在超高层建筑中,通常利用设备层、避难层空间设置刚度较大的水平外伸构件来加强核心筒与外围框架柱的联系形成加强层,加强层能够为结构提供较大的抗侧刚度来限制其层间位移,但由于在地震作用下加强层的刚度突变容易形成薄弱层,需要引起重点关注 ^[1,2,3,4]。同时,设置加强层的建筑高度相对较高,一般会超出规范限值,需采用数值模拟或试验的方法研究结构的抗震性能 ^[5,6,7,8,9]。本文通过对某带伸臂加强层的型钢混凝土框架-核心筒超高层结构进行动力弹塑性分析和振动台试验研究,分析在大震作用下结构的损伤情况,为该类结构的设计提供一定的参考依据。

　　 某带伸臂加强层的型钢混凝土框架-核心筒超高层结构地下5层,地上62层,结构高度为280m。结构加强层平面布置示意如图1所示,三维模型如图2所示。该工程抗震设防烈度为7度(0.10g),设计地震分组为第一组,场地类别为Ⅱ类场地,特征周期T_g为0.35s,地面粗糙度为D类,基本风压0.4kN/m²,基本雪压0.65kN/m²。其中塔楼部分为型钢混凝土框架-核心筒结构,核心筒尺寸(长×宽)为21m×21m,外框尺寸(长×宽)为40.6m×40.6m,外框架柱距为11.5,8.8,7.15,6.15,5.35,4.35m,房屋高宽比为6.9。由核心筒和外周框架形成双重抗侧力体系。为了提高外框架的延性,减小框架柱的截面尺寸,矩形框架柱采用型钢混凝土柱。核心筒的四个角部设钢骨混凝土暗柱,并在核心筒内的适当部位增设型钢,以增强核心筒与楼盖的连接性能和自身的整体抗震性能。底层框架角柱尺寸为1 900×1 900,从2～62层逐步收减至1 000×1 000;底层框架边柱尺寸为1 700×1 700,从2～62层逐步收减至900×900。主楼钢筋混凝土核心筒外墙底层厚1 400mm,逐步收减尺寸。在结构11,28,44层利用避难层设置跃层的支撑,与伸臂桁架和腰桁架共同形成三个加强层(图3),以增强结构的侧向刚度,控制结构侧移,实现外框架与核心筒的协同受力。

　　 根据《建筑抗震设计规范》(GB 50011—2010) ^[9]、《高层建筑混凝土结构技术规程》(JGJ 3—2010) ^[10](简称高规)及《超限高层建筑工程抗震设防专项审查技术要点》的相关规定,本工程存在如下超限或抗震不利特征:1)主体结构高度为280m(至大屋面),超过高规中规定型钢混凝土框架-核心筒结构适用高度190m;2)侧向刚度存在突变,相邻楼层高度变化较大,个别楼层不满足楼层的侧向刚度不宜小于相邻上部楼层侧向刚度的70%或其上相邻三层侧向刚度平均值的80%的规定; 3)首层顶楼板有大开洞。

　　 本节采用YJK-EP有限元软件对结构进行动力弹塑性分析,研究结构在大震作用下的变形形态及其损伤情况,论证整体结构在大震作用下的抗震性能,寻找结构的薄弱层或(和)薄弱部位。

　　 分析模型中的杆件均采用纤维梁单元模拟,包括混凝土梁、柱、斜撑和型钢梁以及由钢筋等效而成的箱梁,纤维梁单元能考虑轴力和弯矩共同影响。墙单元采用平板壳单元模拟。钢梁和钢筋纤维材料模型选用双折线随动强化模型。混凝土本构模型采用弹塑性损伤模型,该模型能够考虑混凝土材料拉压强度差异、刚度及强度退化以及拉压循环裂缝闭合呈现的刚度恢复等性质。

　　 选取两条天然波(天然波1、天然波2)和一条人工波进行弹塑性分析,地震波峰值取220gal。表1给出了大震作用下对结构进行弹塑性时程分析与弹性时程分析,得到的基底剪力。

　　 由表1可知:由于结构在预估大震作用下出现塑性变形,结构的刚度减弱,弹塑性时程分析的基底剪力比弹性时程分析的基底剪力小,弹塑性时程分析的结果约是弹性时程分析结果的80%左右。图4给出了大震作用下结构的层间位移角曲线,可以看出由于加强层刚度较大,结构层间位移角曲线在加强层处有较大的收进,结构总体层间位移角满足1/100的规范限值要求,结构没有出现明显的薄弱层,加强层有效地发挥了控制结构侧移的作用。

　　 图5～8给出了人工波作用下加强层及其附近区域结构构件损伤情况。可以看出:由于加强层增大了结构的刚度,剪力墙损伤集中出现在加强层上下范围,但损伤程度不大。加强层伸臂桁架和腰桁架基本没有出现损伤,加强层部分支撑构件出现一定程度的损伤。结构顶部地震加速度反应较大,结构顶部柱出现一定程度的损伤。

　　 对于较高的高层建筑,限于试验能力,以往振动台试验采用的试验模型比例较小,如上海环球金融中心振动台试验模型比例为1/50 ^[11],由于尺寸效应,某些试验结果难以评估。本次试验为减小结构的尺寸效应,尽量采用大比例的模型。根据振动台的承载力和选用的材料,采用比例1/23的试验模型。裙房与塔楼之间设置结构缝脱开。塔楼的地下室顶面可作为结构的嵌固端。因此,试验模型塔楼取地下室顶板以上的塔楼结构。试验模型加强层及斜撑节点照片如图9,10所示,试验模型相似关系如表2所示。

　　 参考高规第3.3.5条,振动台试验采用两条天然波(天然波1、天然波2)和一条人工波,试验地震波与第2节的有限元分析所用地震波相同。试验模型经历了相当于从小震到大震的地震波输入过程,加速度峰值从91gal开始逐渐增大,直到1 326gal,共8个级别,如表3所示。为了了解试验模型结构主要部位的受力特点,在以下部位布置了应变片:柱内型钢表面上,研究柱的受力性能;剪力墙内型钢表面上,研究剪力墙的受力性能。

　　 试验模型经历了从小震到大震的地震作用,在此过程中模型的自振特性发生了一些变化。试验开始以前,可以认为试验模型为初始状态,此时,可测得结构的振动特性。进行完每个试验工况后,随即进行白噪声激励,可以得到各级地震作用下试验模型的振动特性。试验模型在历经各次振动后,采用白噪声激励所测得的振动特性,即频率变化及阻尼比变化如图11,12所示。

　　 由图11可知,试验前,模型X向一阶频率为1.87Hz,Y向一阶频率为2Hz。X向一阶周期为0.53s,Y向一阶周期为0.50s,根据时间相似比关系1∶0.129反推结构原型X向一阶周期为4.10s,Y向一阶周期为3.87s。有限元计算结构原型X向一阶周期为4.63s,Y向一阶周期为4.25s,相差不大。表明试验模型能够较好地反映结构原型的动力特性。

　　 模型频率随着地震输入加速度峰值的增大而降低,表明随着地震输入量级的增加,结构损伤逐渐增加,表现为刚度的退化,频率的逐渐降低。

　　 由图12可知,模型的阻尼比随着地震输入量级增加总体上呈现增大的趋势,但并非单向增加。影响阻尼的因素较为复杂:首先构件之间的摩擦耗能随着振幅的增大而不断地增大;其次在较大振幅下,构件的应力较大,高应力下的往复运动将耗散更多的能量,对于钢筋混凝土构件,随着结构的振动,将会不断地出现裂缝,裂缝的多少与振动的强度(振幅)有直接关系,裂缝越多,振动所耗散能量就越大;当振幅足够大时,结构的裂缝全部出齐,阻尼也就不再增加。本试验地震峰值逐级增加,但下一量级的试验是在前一量级结构已损模型下进行,每次加载时结构动力特性及其构件的初始损伤程度(已产生的裂缝在下一量级振动台试验时基本不参与耗能)均不一样,因此阻尼比并非随地震输入量级增加而呈现单向增大趋势。

　　 各级地震加速度输入下试验模型的开裂及损坏情况简述如表4及图13所示。可以看出:与有限元分析结果一致,破坏首先出现在加强层,其斜撑节点最终破坏比较严重,个别斜撑屈曲,这是因为加强层刚度较大使得其承受较大地震力造成的;由于加强层先破坏,使得加强层上下层刚度和承载力相对薄弱程度降低,因此其破坏程度并不突出;由于模型顶部地震加速度反应较大,使得顶部几层柱开裂部位较多,这与有限元分析结果一致;楼板开洞部位附近由于刚度下降,造成下部梁翼缘端部裂缝较多。

　　 根据试验结果,在工程设计中需重点加强以下部位:1)试验中加强层斜撑破坏主要集中在节点区,斜撑对结构刚度影响很大,斜撑节点以焊接为主,对此部分的焊缝质量应予以特别关注。2)与加强层相邻的楼层相对较弱,设计中可适当加强,或适当调整加强层侧向刚度,减小其与相邻楼层结构侧向刚度比的变化幅度。3)下部楼层结构核心筒外楼板开洞附近,楼面梁开裂较多,该部位梁式楼板宜适当加强。

　　 图14给出了天然波2作用下,框架柱内型钢应变最大工况下不同测点的应变情况,图15为天然波2作用下,剪力墙内型钢应变最大工况下不同测点的应变情况。由图可知:1)与加强层相邻的上一层(12 层)柱外侧的 b8 号应变片测得应变较大,在输入加速度峰值为 1 040g/al(8 度大震)的天然波 2 波时,应变达到 2 150με,折算应力为 430MPa,柱内型钢已经屈服;2)与加强层相邻的上一层(12 层)b7号应变片测得剪力墙内型钢应变最大,在输入加速度峰值为1 326gal(8.5度大震)天然波 2 波时,应变达到1 285με,折算应力为257MPa, 表明墙内型钢尚未屈服。

　　 根据试验结果,在设计时可适当提高与加强层相连框架柱的用钢量。

　　 (1)超高层结构设计中,通过设置伸臂桁架和周边带状桁架形成的加强层能够有效地增加整体结构的抗侧力刚度,满足大震作用下结构层间位移角的限值要求。

　　 (2)由于加强层刚度较大,结构的损伤多集中在加强层附近以及结构的底部,通过合理的设计可将损伤控制在预期范围内,不至影响结构的安全性能。

　　 (3)加强层斜撑破坏主要集中在节点区域,在实际工程设计中应重点加强斜撑节点部位的强度,防止在大震作用下结构出现较大的刚度退化。