云南省昆明市俊发城一期10号地块超高层办公楼 (图1) 建筑面积为90 379.02m², 结构高度195.1m, 塔楼结构平面尺寸为51.05m×33.20m, 高宽比为5.88。地上52层, 其中1层层高5.4m, 2~4层、14层、15层、28层、42~52层层高4.5m, 5~12层、16~26层、29~40层层高3.3m, 13层、27层层高3.5m, 41层层高3.9m;1层建筑功能为大堂及商业, 14, 28, 42层为避难层, 其余标准层为办公层。地下3层, 其中地下1层层高为4.6m, 地下2, 3层层高为3.4m。工程抗震设防烈度为8度 (0.2g) , 设计地震分组为第三组, 场地土类别为Ⅲ类, 场地特征周期为0.65s, 阻尼比按线性插值取0.024。根据《建筑工程抗震设防分类标准》 (GB 50223—2008) ^[1], 本工程属于重点设防类, 按高于本地区抗震设防烈度一度的要求加强其抗震措施, 故按9度采取抗震措施, 上部结构抗震等级为一级, 结构嵌固于地下室顶板。

　　 基于建筑功能、综合造价以及结构体系的抗侧力性能等考虑, 本结构采用双重抗侧力钢框架-中心支撑 (部分BRB) 结构体系来抵抗水平作用 (风荷载和地震作用) , 其中钢柱为焊接矩形钢管混凝土柱, 钢梁为焊接H型钢梁, 支撑为焊接箱形截面中心支撑和耗能型BRB, 楼板为钢筋桁架组合楼板。中心支撑以单层或跨层的形式布置在1~52层, 根据《建筑消能减震技术规程》 (JGJ 297—2013) ^[2]关于消能部件“均匀、对称、高效率”的布置原则, BRB共11种类型, 布置在1~28层, BRB的编号及与中心支撑的平、立面布置见图2, 3。

　　 本工程结构高度为195.1m, 高宽比为5.88, 根据《钢管混凝土结构技术规范》 (GB 50936—2014) ^[3], 框架-支撑结构在8度区 (0.20g) 的最大适用高度为180m, 最大高宽比为5, 本工程属于高度和高宽比均超限的结构。针对本工程的超限水平和结构特点, 参照《高层民用建筑钢结构技术规程》 (JGJ 99—2015) ^[4] (简称高钢规) , 制定结构构件的抗震性能目标, 见表1。

　　 框架支撑体系中, 消能减震器可采用BRB, 通过与主体结构梁、柱相连形成消能子结构以控制结构在地震作用下的预期变形, 从而达到抗震设防目标。高钢规中规定, 耗能型BRB在小震作用下应保持弹性, 中震和大震作用下应屈服, 即BRB小震下承担的轴力设计值应小于其承载力设计值, 中震下承担的轴力标准值应大于或接近其屈服承载力, 大震下承担的轴力标准值应大于其屈服承载力, 同时为保证BRB在中震、大震下具有稳定的耗能能力, BRB的轴力标准值还要满足极限承载力的要求。因此, 基于以上几点, 本工程对BRB的设计思路概括为:1) 小震下, 假定BRB芯材牌号为Q235, 结合塔楼整体计算指标初步确定BRB的数量及等效截面面积;2) 结合BRB的屈服承载力大小和塔楼中震弹性计算结果, 确定芯材牌号;3) 根据大震弹塑性时程的结果, 验算所选BRB的极限承载力。

　　 通过计算, 本工程所采用的BRB芯材牌号为LY160, LY225, 屈服强度分别为 (160±20) MPa和 (225±20) MPa。具体参数见表2。

　　 采用YJK软件对整体结构进行计算分析, 采用ETABS软件对整体结构进行小震计算结果的复核, 部分计算结果见表3。从表3中可知, YJK软件与ETABS软件计算结果基本一致, 相互吻合, 且计算结果符合规范的有关规定。

　　 根据YJK软件计算结果 (取弹性时程分析法平均值和CQC法的较大值) 对BRB的设计承载力进行验算, 验算结果见表4。由表4可知, 各层BRB在小震作用下轴力设计值满足设计承载力的要求。承载力设计值与最大轴力设计值比值为1.1~1.58, 屈服承载力与最大轴力设计值比值为1.35~1.93, 按照中震等效弹性进行计算, 由于中震下地震作用约为小震的2.8倍, 因此本结构中所选用的BRB既能满足高钢规对BRB在小震作用下不耗能的规定, 同时也容易达到在中震作用下屈服耗能的要求。

　　 中震下, 选取小震时程中的一条人工波 (REN和两条天然波 (Denali, Alaska (天然波1) 和ChiChi, Taiwan-06 (天然波2) ) 进行弹塑性时程分析, 其中峰值加速度根据《高层建筑混凝土结构技术规程》 (JGJ 3—2010) ^[5]进行调幅, 调幅后的峰值加速度为200cm/s²。SAP2000模型中梁端定义弯矩铰, 柱端定义轴力弯矩铰, 普通中心支撑定义基于FEMA356的轴力铰, 见图4 (a) , BRB采用刚性杆模拟, 并赋予刚性杆自定义轴力铰, 见图4 (b) 。

　　 本文以天然波Chi-Chi, Taiwan-06在X向地震作用下的分析结果说明结构构件的屈服顺序及整体损伤情况, 结构塑性铰分布见图5。从结构整体塑性铰的分布情况来看, 由于出铰的程度均为第一级别, 说明结构只是轻微损伤;从构件的出铰顺序来看, 分析结果表明, 结构在4 450步最先出现塑性铰, 且出铰构件是BRB, 其次普通框架梁, 普通中心支撑以及与BRB相连的梁柱均未屈服, 说明BRB起到了结构第一道防线的作用。与此同时, 由于BRB在中震作用下便开始屈服耗能, 致使主体结构吸收的地震能量相应减少, 结构的抗震安全性得到了提高。中震下BRB的屈服承载力验算结果见表5。由表5可知, 69%的BRB在中震下已屈服耗能, 达到了中震作用下BRB部分屈服的性能目标。同时, 通过计算BRB极限承载力与轴力包络值的比值 (均不小于1.5) 可以发现, BRB在满足极限承载力要求的同时, 其安全性仍有一定的富余。

　　 进行大震动力弹塑性时程分析时, 在中震的基础上, 将峰值加速度调整为400cm/s², 结构阻尼比取0.05, 结构最终塑性铰分布见图6, 结构最大层间位移角见表6。从结构整体塑性铰的分布来看, 塑性铰主要集中在普通框架梁上, 所有框架柱均未出铰, 普通中心支撑仅个别楼层出铰, 大部分未出铰, 消能子结构 (与BRB相连梁、柱) 均未出铰, BRB在大震作用下全部屈服耗能, 结构主体构件在BRB屈服后进入塑性的程度均满足“防止倒塌”的要求, 结构满足预定的抗震性能目标。从结构整体变形来看, 三条地震波作用下结构最大层间位移角包络值X向为1/79, Y向为1/75, 均小于1/50, 满足规范的限值要求。

　　 大震下BRB的极限承载力验算结果见表7。从表7可以发现, BRB在大震下的轴力包络值均小于其极限承载力, 说明BRB仍处于稳定的耗能工作状态。从BRB的耗能效果来看, 通过对比中震和大震作用下BRB的滞回曲线 (图7) 可以发现, 大震作用下BRB的滞回曲线更为饱满, 耗能效果更好。

　　 通过对比表5、表7中各类型BRB的轴力包络值可知, 大震与中震作用下BRB的轴力平均差值为177k N, 约占屈服承载力平均值的6.3%, 说明在大震作用下, 尽管地震作用的峰值加速度放大了2倍, 但BRB承担的轴力却增长不大。同时需要指出的是BRB在大震作用下的耗能效率又有了极大的提高, 这说明对于BRB而言, 其耗能能力主要由其变形所决定, 而BRB的变形大小又与结构主体的变形密切相关。因此, 选择合理的结构体系并针对此体系进行BRB数量和参数的选择对结构的抗震性能及BRB的耗能效率有决定性作用。

　　 为保证各楼层地震作用能有效通过楼板传递给支撑框架, 本塔楼按中震不屈服的标准验算支撑框架位置处框架梁与楼板连接件的抗震承载力。采用YJK软件等效弹性的方法对结构进行中震不屈服计算, 得出中震作用下框架支撑部分承担的地震力, 见图8。从图8可以发现, X, Y向第3层的支撑框架承担的地震力最大, 分别为2 813.15k N和2 846.55k N, 取这两种最不利地震力数据进行钢框架梁与楼板连接件的抗震承载力验算。框架梁与楼板抗剪连接件采用栓钉, 栓钉材料性能等级为4.6级, 沿梁长方向间距200mm, 双排布置。根据公式 (1) ^[6]可得出单个栓钉抗剪承载力设计值N_v^c:

　　 式中:A_s为栓钉钉杆截面面积;E_c, f_c分别为混凝土的弹性模量与抗压强度。

　　 通过计算得出N_v^c=50.5k N。因此, X, Y向至少需要的总栓钉颗数分别为2 813.15/50.5≈56 (颗) 、2 846.55/50.5≈57 (颗) 。X, Y向支撑框架处各方向相应框架梁长度之和均大于14m, 布置栓钉总数均大于140颗, 能够满足要求。

　　 图8 框架支撑承担的地震力

　　 本工程为高度和高宽比均超限的乙类建筑, 针对工程的建筑特点, 结构采用了双重抗侧力钢框架-中心支撑 (部分BRB) 结构体系。通过对结构进行小震的反应谱、弹性时程分析以及中震、大震的弹塑性时程分析计算得出, 此体系既能满足建筑的使用功能, 同时也能达到结构预设的抗震性能目标。此外, 由于BRB的运用, 结构的整体刚度有所提升, 从中震、大震的计算结果来看, BRB均能先于主体结构屈服耗能, 且耗能效果明显, 结构的抗震性能得到了提高。最后, 对于超高层钢结构, 为保证各楼层地震力能有效通过楼板传递给支撑框架, 支撑框架位置处框架梁与楼板连接件也应进行中震或大震的抗震承载力验算。本工程的设计于2016年6月通过云南省抗震设防专项审查。