王 洋，井彥青，李建峰，陳才華，劉于晨，薛明玉，潘玉華，胡海濤

(1 青島騰遠設計事務所有限公司， 青島 266100；2 中國建筑科學研究院有限公司， 北京 100013)

1 工程概況

日照海韻廣場項目位于日照市中央活力區(qū)黃金地段，總占地面積5.68萬m2，總建筑面積約57.3萬m2。將建設成為日照市地標性城市綜合體，包括1#塔樓(86層辦公酒店)、2#塔樓(72層公寓樓)、多幢住宅樓以及地下3層(局部4層)停車庫。其中1#塔樓結構大屋面高度369m，建筑塔冠高度390m，分底部裙房部分和上部塔樓部分。其中裙房部分包括4層地下室和5層裙房；裙房以上的塔樓部分有81層(包括7個避難層)，整個建筑地上共計86層。建筑效果圖見圖1。

圖1 建筑效果圖

1#塔樓的結構體系采用圓鋼管混凝土框架柱-鋼梁+鋼筋混凝土核心筒+帶伸臂桁架加強層結構體系[1]。核心筒近似為矩形，墻體底部外墻厚1.6m、內墻厚0.8m，混凝土強度等級為C60。核心筒墻體厚度隨樓層高度的增加逐漸減小，在頂部外墻減薄至0.35m、內墻減薄至0.30m。77層以上南側翼墻收進為轉角墻，在核心筒四角及產(chǎn)生拉應力的墻肢中設置十字形型鋼以增強核心筒的延性和剛度。

外框架由4道環(huán)帶桁架和16個圓鋼管柱組成。圓鋼管柱直徑由底部的2.1 m逐漸變化至頂部1.1m，內部混凝土強度等級從底部C60逐漸減小至頂部C40，鋼材均采用Q390B。其中東西兩側每側6根鋼管柱從64層至塔冠頂沿建筑高度向核心筒內弧形傾斜，內傾角度為1.4°～2.3°不等。

為了有效控制風荷載作用下結構層間位移，改善結構性能、增加結構的抗側剛度是關鍵，因此沿塔樓全高分別在44層和66層設置了兩道伸臂桁架，同時為了保證伸臂桁架傳力的連續(xù)性，桁架的上、下弦桿貫穿整個核心筒，使核心筒和外框架有效地連接在一起。1#塔樓標準層結構平面布置圖、整體剖面圖、伸臂桁架剖面示意圖、環(huán)帶桁架剖面示意圖如圖2～5所示[2]。

圖2 標準層結構平面布置圖

圖3 1#塔樓剖面圖

圖4 伸臂桁架剖面示意圖

圖5 環(huán)帶桁架剖面示意圖

2 結構模型

2.1 單元選擇

主要采用ABAQUS和SAUSAGE兩種軟件對1#塔樓結構進行動力彈塑性時程分析，并將兩種軟件的計算結果進行相互驗證。本節(jié)主要介紹在ABAQUS軟件中結構模型的建立[3-4]。

首先，在ETABS模型中，將樓板由原來的膜單元修改為殼單元，并以節(jié)點和桿單元自動劃分為殼單元。其次，將修改后的ETABS模型導出并導入到SAP2000模型，在SAP2000模型中對所有殼單元、桿單元進行細分，使其盡量共用節(jié)點。最后，按0.05m的容差對節(jié)點進行合并，去掉多余節(jié)點，同時消除長度小于0.5m的桿單元及周長或面積過小的殼單元，以保證最終生成的ABAQUS模型在進行顯式時程分析時計算步長的合理性。

對完善后的SAP2000模型進行試算，以此確認其振型和變形形態(tài)的正確合理，在輸入配筋信息后導入到ABAQUS程序中。在ABAQUS軟件中針對結構模型中的剪力墻、樓板、梁、柱等進行網(wǎng)格劃分，網(wǎng)格劃分完成后，ABAQUS模型所有單元共計159 342個，其中剪力墻、連梁及樓板殼單元共計104 645個。

2.2 非線性因素的考慮

首先，結構的平衡方程是建立在結構變形后的幾何狀態(tài)上，P-Δ效應、非線性屈曲效應、大變形效應等幾何非線性因素在模型中都能夠得到全面的考慮。其次，直接采用材料非線性應力-應變本構關系來模擬鋼筋、鋼材及混凝土的彈塑性特性。最后，分析中將整個工程的建造過程通過采用“單元生死”技術進行施工模擬，分為9個施工階段，具體如表1所示。通過以上措施來保證結構幾何非線性、材料非線性和施工過程非線性等的實現(xiàn)。所有非線性因素在計算分析開始時即被引入，且貫穿整個分析的過程。

施工模擬加載順序 表1

2.3 構件模型及其本構關系

主要選用的單元形式為殼單元和梁單元。其中，采用四邊形或三角形縮減積分殼單元來模擬剪力墻、連梁及樓板，采用梁單元模擬結構樓面梁、柱，并考慮其剪切變形剛度。

剪力墻及樓板內的鋼筋采用嵌入單向作用的鋼筋膜進行模擬；對于鋼管混凝土柱單元，其配筋采用在相應位置嵌入鋼筋纖維進行模擬。兩種形式的鋼筋模擬示意圖如圖6、圖7所示。

圖6 剪力墻及內部鋼筋模擬示意圖

圖7 鋼管混凝土柱嵌入鋼纖維模擬示意圖

2.4 地震波的選取及輸入

1#塔樓擬建場地抗震設防烈度為7度，設計基本地震加速度為0.10g，設計地震分組為第三組，場地基巖分布穩(wěn)定，無液化土層分布，建筑場地類別屬Ⅱ類，屬于抗震有利地段。

進行罕遇地震時程分析所用的地震波雙向輸入加速度峰值比依次為1∶0.85(主方向∶次方向)，主方向波加速度峰值取為220gal。反應譜采用場地譜與規(guī)范譜的包絡，阻尼比采用0.05，周期折減系數(shù)取1.0。

選波結果表明，X和Y分別作為主方向時，最小基底剪力計算結果與規(guī)范反應譜法的計算結果的比值分別為93.3%和86.7%，大于規(guī)范限值65%；各組地震波下結構基底剪力平均值在X和Y向分別為規(guī)范反應譜結果的112.0%和107.0%，大于規(guī)范限值80%，所選用地震波滿足《建筑抗震設計規(guī)范》(GB 50011—2010)[5]的要求。選波驗算結果如表2所示。

基底剪力計算結果對比 表2

根據(jù)選出的三組地震記錄(包含X和Y兩個方向的分量)，將X和Y方向依次作為地震的主、次方向，各組波主方向選取L0055，L2605和L7501為主方向(則分量L0056，L2606和L7502為次方向)作為本結構的動力彈塑性分析的輸入，其中L7501/L7502地震波為人工波。

3 動力彈塑性分析

3.1 模型驗證

在大震彈塑性時程分析之前，要保證計算模型的準確性，因此先對SAP2000的計算模型和ABAQUS的計算模型進行了靜態(tài)分析，用來校核模型從SAP2000轉到ABAQUS的準確程度。

表3為結構模型質量和周期的對比。從表3可以看出，在兩者計算參數(shù)保持一致的情況下，SAP2000模型與ABAQUS模型的質量和周期略有差別，這是由于ABAQUS模型中計入了鋼筋，鋼筋對結構的質量和剛度均有影響，表明用于彈塑性分析的計算模型合理準確。

3.2 罕遇地震計算結果

根據(jù)所選取的三組地震波，進行X和Y分別作為主方向，共計6個工況的罕遇地震作用下的彈塑性分析[6-7]。

ETABS，SAP2000與ABAQUS模型計算結果比較 表3

(1)樓層剪力

表4給出了基底剪力及其剪重比統(tǒng)計結果。各工況下，結構剪重比約為4.16%～5.47%。

罕遇地震作用下時程分析基底剪力對比 表4

從表4可以看出，由于結構在罕遇地震作用下混凝土發(fā)生受壓損傷，部分構件出現(xiàn)塑性變形，進而導致結構的側向剛度減小，使得罕遇地震作用下彈塑性分析的基底剪力要小于彈性分析的結果，整體結構基底剪力彈塑性的結果約是彈性結果的64.5%～91.5%。

罕遇地震作用下結構剪重比在X和Y兩個方向分別為5.47%和5.40%，說明地震波給予結構的地震力是足夠的，同樣由于部分混凝土發(fā)生受壓損傷出現(xiàn)塑性變形，使其剪重比略小于大震彈性下剪重比(分析得到大震彈性下X向剪重比為5.97%，Y向剪重比為6.14%)。

圖8給出了罕遇地震作用下各組波包絡值中框架剪力與基底剪力的比值?？梢钥闯龃蟛糠謽菍蛹袅Υ笥?%的基底剪力，說明隨著核心筒剪力墻混凝土的損傷發(fā)展產(chǎn)生塑性變化，剛度退化，外框架很好地承擔了二道防線的作用。同時，在避難層(11，22，33，44，55，66，76層)，由于鋼框架梁截面加高，外框架層剪力有所增加，尤其是在44層和66層，層剪力出現(xiàn)明顯的突變，是由于伸臂桁架加強層的設置，反映出塔樓在這些部位外圍框架剛度的突變導致剪力分配的突變。

(2)結構變形

表5為罕遇地震作用下彈塑性分析與彈性分析結構X和Y兩個方向頂點位移的比較。從計算結果對比可以看出，彈塑性分析的頂點位移均小于彈性分析的結果，這主要是由于結構部分構件進入塑性階段后，結構剛度發(fā)生了變化。

圖8 結構框架剪力與基底剪力比值

圖9 基于時程分析比例放大的大震彈性反應譜層間位移角曲線

圖10 墻肢軸線平面示意圖

罕遇地震作用下彈性與彈塑性分析頂點位移 表5

表6為彈性和彈塑性分析時，罕遇地震作用下結構最大層間位移角的結果對比。從計算結果可以看出，結構最大層間位移角出現(xiàn)的樓層基本一致。

罕遇地震作用下結構最大層間位移角 表6

采用三組波的兩個主方向動力彈塑性分析與彈性分析的各樓層層間位移角放大倍數(shù)的包絡值，分別乘以雙向輸入彈性大震反應譜分析給出的各樓層層間位移角值，繪出曲線如圖9所示。可以看出，此時結構樓層最大層間位移角分別為1/156(X為主方向，42層)及1/159(Y為主方向，64層)，滿足規(guī)范限值1/100的要求。

(3)剪力墻損傷

通過剪力墻破壞損傷狀態(tài)，分析其破壞的原因，找出結構的薄弱環(huán)節(jié)。圖10為墻肢的軸線編號。圖11給出混凝土的壓應力-應變關系與受壓損傷因子-應變的關系曲線，該曲線主要表明損傷因子與混凝土所承受的壓應力大小，從而判斷混凝土的應變情況。此曲線表明，當混凝土受壓損傷因子在0.2～0.3之間時，混凝土的壓應力接近于峰值，因此如果混凝土的受壓損傷因子不大于0.3，可以判斷混凝土尚未壓碎。

圖11 剪力墻混凝土壓應力-應變關系和受壓損傷因子-應變關系曲線

(4)鋼構件塑性情況

此外，分析了外框架鋼管混凝土框架柱和伸臂桁架及環(huán)帶桁架的鋼材塑性應變，分析結果如圖13所示。

圖12 剪力墻受壓損傷分析圖

圖13 鋼構件塑性情況

由圖13可見，圓鋼管混凝土框架柱外側鋼管未出現(xiàn)塑性應變。環(huán)帶桁架鋼材也未出現(xiàn)塑性應變，僅伸臂桁架伸入剪力墻部分出現(xiàn)了較小的塑性應變，最大值為503με。

3.3 ABAQUS模型與SAUSAGE模型結果對比

還采用了SAUSAGE軟件對1#塔樓進行了動力彈塑性時程分析，并與ABAQUS的計算結果進行對比，對比結果如表7～9所示。

ABAQUS與SAUSAGE基底剪力對比 表7

ABAQUS與SAUSAGE頂點位移對比 表8

ABAQUS與SAUSAGE層間位移角對比 表9

從表7～9可見，兩個軟件計算得到的基底剪力、頂點位移、層間位移角雖有差異，但差別不大。說明用于動力彈塑性分析的模型基本準確，能夠真實反映整體結構的動力特性，為施工圖設計提供可靠的依據(jù)。

本工程高度超7度抗震設防烈度混合結構最大適用高度190m較多[8]，且超限情況較為復雜[9]，由方案到是施工圖設計共歷時9個多月，經(jīng)過全國超限審查委員會多次論證，在結構體系、設計標準和抗震性能目標等各方面不斷改進與完善，最終完成并順利通過全國抗震設防專項審查[10]。

4 結論

(1)結構在選取的各組地震波雙向作用的彈塑性時程分析下，各組波包絡的結構最大層間位移角未超過1/100，滿足規(guī)范“大震不倒”的要求。

(2)核心筒剪力墻墻肢內型鋼暗柱未出現(xiàn)塑性應變，處于彈性工作狀態(tài)，核心筒墻肢僅在頂部出現(xiàn)了一定范圍的受壓損傷，但驗算墻肢均滿足截面控制條件，滿足設定的性能目標。

(3)大部分連梁破壞，受壓損傷因子在0.6～1.0之間，說明在罕遇地震作用下，連梁形成了鉸機制，符合屈服耗能的抗震工程學理念。

(4)圓鋼管混凝土框架柱的型鋼和環(huán)帶桁架的鋼材均未出現(xiàn)塑性應變，僅伸臂桁架深入剪力墻部分出現(xiàn)較小的塑性應變，但仍處于彈性工作狀態(tài)。

(5)經(jīng)多軟件的動力彈塑性結果的相互驗證，本項目結構模型夠準確真實地反映出結構的動力響應，結構體系安全可靠。