作者；郑晓敏
目前，越来越多的组合剪力墙不断应用在超高层建筑结构中。相比普通钢筋混凝土剪力墙，组合剪力墙具有更良好的抗震性能。其中，带内支撑的剪力墙在超高层建筑结构中的应用也越来越多。
2004年，张建伟等对一栋4层带暗支撑剪力墙的结构进行了振动台试验，研究结果表明，带暗支撑结构在进入塑性之后，承载力明显高于普通剪力墙结构，结构位移响应更小；2005年，曹万林等对几种不同类型的带暗支撑剪力墙进行了抗震性能试验，研究表明，带暗支撑剪力墙比普通剪力墙具有更高的承载力和更好的延性，且更易形成“强剪弱弯”的延性耗能机制。但目前对含支撑剪力墙的研究主要针对构件层次，尚未有从结构整体抗震响应和抗震安全度的角度研究墙内支撑对超高层建筑的影响。本文以我国抗震设防烈度8度区的某超高层建筑结构作为研究对象，探究墙内支撑对其抗震性能的影响。
1 工程背景
某工程主塔楼结构高度为528m，地下7层，地上108层，总建筑面积为35万m2，主体结构示意图见图1，采用了巨型框筒+核心筒的混合抗侧力体系，该体系主要由以下几部分组成：
(1)核心筒。该结构塔楼外形平面尺寸为方形，底部平面尺寸为78m×78m，大楼中上部略微收进，尺寸为54m×54m，向上到顶部又略放大，约为69m×69m。核心筒主要为一个边长约40m的方形钢筋混凝土简体，核心筒底部外墙厚1. 2m，随高度增加核心筒墙厚逐渐减小，顶部为0. 4m厚。
(2)巨型柱。位于建筑物平面四角并贯通至结构顶部，平面轮廓为矩形，沿建筑高度向上尺寸逐渐变小，底部截面尺寸为8m×8m，顶部截面尺寸为1. 6m×1.6m。巨型支撑沿结构高度全高布置，为焊接箱形钢管支撑，最大截面尺寸为1 800mm×900mm×60mm×60mm。
(3)桁架系统。位于结构的加强层位置，由环形桁架构成，为焊接箱形钢管支撑，最大截面尺寸为1 700mm×800mm×30mm×30mm，高度约为9m。
2 模型介绍
因为核心筒剪力墙是结构抗震设计的重要防线，为了提高结构抗震安全度，本工程核心筒剪力墙设计为组合剪力墙。拟定在结构47层以下的核心筒剪力墙内设置不同厚度的钢板，在结构47~103层内的核心筒剪力墙内布置一定的钢支撑。全部钢支撑均布置在结构外墙，图2为结构典型标准层剪力墙及墙内钢支撑布置示意图。
在结构设计过程中，有两个不同的墙内钢支撑布置方案需要比较，分别称为模型A和模型B。模型A为在47～103层剪力墙外墙内沿全高布置钢支撑，模型B出于经济性及施工方便性等综合考虑，在满足结构弹性阶段承载力要求的情况下，仅于47~ 77层、96~103层墙体内布置钢支撑，也即将78～95层的剪力墙设计为普通钢筋混凝土剪力墙。相比于模型A，模型B能够节省一定的钢材，并加快施工进度，节约投资成本。两种模型的核心筒外墙及钢支撑布置见表1。两模型差别对比见图3。
基于大型通用有限元程序MSC. MARC，建模方法对两个方案进行建模。
其中巨柱采用纤维梁单元模拟，核心筒剪力墙采用分层壳单元模拟，钢梁、巨型支撑、钢桁架以及墙内钢支撑均采用MSC. MARC自带的78号梁单元模拟，楼板采用膜单元模拟。该建模方法能够较好地模拟结构在地震作用下的性能响应。
3 基本动力特性对比
采用LANCZOS方法对两个模型进行基本动力特性分析，两个模型的基本动力特性对比见表2。由表2可知，减少钢支撑的模型B相比于模型A，其总质量减小了83t，周期也略微变小，但总体来看两模型动力特性基本相同。可见，结构78—95层剪力墙的钢支撑布置对结构周期及振型影响很小。
4 弹塑性分析对比
为考察设防大震下两模型的性能差别，对其进行相同条件下的大震弹塑性分析。采用经典Rayleigh阻尼设定结构的阻尼系数，结构阻尼比均取0. 05。对于普通无约束混凝土材料，其单轴受压应力，应变骨架曲线采用经典的Kent-Park本构模型，见图4，其中fe为受压峰值应力，ft为受拉峰值应力，占。为峰值应变，ε0.5为0.5倍峰值应变。混凝土单轴受拉应力，应变骨架曲线采用Hillerborg A等于1976年提出的双折线模型。对于钢材，采用Esmaeily A等于2005年提出的骨架曲线模型，其单轴受拉应力．应变骨架曲线示意图见图5，其中,fy为屈服应力，εy为屈服应变，k1为钢材硬化起点应变与屈服应变之比，k2为峰值应变与屈服应变之比，k2为极限应变与屈服应变之比。
采用本工程安全性报告提供的具有代表性的三条地震动L0169，L0397，L845 -12对两模型分别进行设防大震下的弹塑性分析，这三条地震动的加速度时程曲线见图6，三条地震动均于20s前达到峰值加速度。
调整地面运动峰值加速度PGA=400gal，对两模型分别进行动力弹塑性时程分析，获取结构的弹塑性位移响应，包括楼层位移和层间位移角，其对比见图7。由图7可以看出，两模型的位移响应较为相似。模型B相比于模型A在缺少墙内支撑的78~ 95层高度处的楼层位移略大。两模型最大层间位移角均发生在96层上下。对于L0397地震动，两模型的最大层间位移角大小均为0. 008 0；对于L845 -12地震动，两模型正向层间位移角分布基本相同，模型B的负向层间位移角极值比模型A大3%，为0.007 9；对于L0169地震动，模型B的两方向层间位移角均较模型A略大，尤其是层间位移角极值为0.007 8，较模型A大9%。
两模型设计均可满足我国规范对大震位移响应的要求。对比表明，模型B减少墙内支撑的楼层的位移响应比模型A的略大。
5 抗地震倒塌能力对比
由于地震的复杂性和人类目前对地震活动认识的不足，超出设防罕遇地震水准的强烈地震作用在历次地震灾害中都大量出现，例如1976年唐山地震，设防烈度为6度，实际震中烈度达到11度。2012年汶川地震，设防烈度为6～7度，实际震中烈度达到11度。2014年鲁甸地震，设防烈度为7度，实际震中烈度达到了9度。考虑到本文研究的工程对象重要性极高，必须切实保证其在遭遇超出设防罕遇地震水准的强烈地震作用下的安全，故需研究该工程的抗地震倒塌能力。
采用前述三条地震动L0169，L0397，L845 -12及前述大震弹塑性分析的有限元模型进行抗倒塌分析。抗倒塌分析方法，分别对两个模型进行X向三条地震动的增量动力时程(IDA)分析，应用生死单元技术，将失效构件删除，通过不断增大地震动强度，获得结构临界倒塌时的地震动峰值加速度PGA。三条地震动作用下，结构最终倒塌形态见图8。临界倒塌地面运动峰值加速度PGA及CMR对比见表3。CMR为结构抗倒塌安全储备系数，其大小为某地震作用下结构临界倒塌时地震动峰值加速度PGA与设防大震地震动峰值加速度PGA之比。
由图8及表3可以看出：
(1)对于地震动L845 -12，模型A的最终破坏层在结构中部56层附近，而模型B的初始发生破坏和最终破坏层均为85层上下，也即缺少墙内支撑的楼层范围内。可见减少墙内支撑后破坏部位发生了转移，模型B的最终倒塌点转移到了缺少墙内斜撑的部分楼层。增加墙内支撑后的模型A具有更好的抗倒塌能力，其抗倒塌安全储备系数CMR比减少墙内支撑的模型B提高了13.3 010。
(2)对于地震动L0397，模型A和模型B的初始发生破坏和最终破坏层均为85层上下，增加墙内支撑后的模型A具有更好的抗倒塌能力，其抗倒塌安全储备系数CMR比减少墙内支撑的模型B提高了20%。在相同的地震动峰值加速度的条件下，模型A墙体相比模型B出现破坏时间更晚，最终破坏程度更轻。
(3)对于地震动L0169，模型A的倒塌最终破坏点在40层附近，模型B的倒塌最终破坏点在54层附近，虽不在减少墙内支撑的78~95层内，但结构的初始剪力墙大面积破坏仍然发生在85层。模型A的抗倒塌安全储备系数CMR比减少墙内支撑的模型B提高了27. 3%。
三条地震动的平均计算结果表明，增加78~95层的墙内钢支撑（模型A）相比于模型B，其抗倒塌储备安全系数CMR可提高20.2%，效果还是非常显著的。
6 结论
对相同结构不同墙内支撑设置方案的两个模型进行了对比分析，明确了墙内支撑的设置对结构抗震性能的影响。
(1)两模型设计难度相当，连续布置墙内支撑的模型A相比于结构中上部删除墙内支撑的模型B，多用钢约83t，仅占总用钢量的0.83‰，两模型的动力特性基本相同。
(2)在设防大震作用下，两模型的位移响应较为接近，模型B的位移响应比模型A略微变大，说明减少部分墙内支撑对结构在设防大震下的性能响应有一定的影响。
(3)在极罕遇地震作用下，模型A相比于模型B，抗倒塌能力大幅提高，说明墙体内支撑的布置对提高结构抗倒塌能力具有较大作用。考虑到地震活动的复杂性，目前对特大地震的预测尚难以完全满足抗震防灾的需要，对于本文研究的关键重要结构，务必确保其地震安全。考虑到增加墙内钢支撑对整体工程用钢量影响很小，而带来的效果却非常明显(本工程提高抗倒塌安全储备20.2%)，因此本文建议，对大震弹塑性分析得到的位移响应较大的楼层，可以通过采用内支撑加强混凝土剪力墙的方式提高结构的抗倒塌安全储备。
6[摘要] 以某超高层巨型框筒+核心筒结构为例，分别采用两种不同的剪力墙内支撑布置方案，通过基本动力特性分析、大震弹塑性分析和抗倒塌能力分析，比较了剪力墙内支撑布置对超高层建筑结构抗震性能的影响。研究表明，剪力墙内支撑对结构大震下的位移响应有一定的积极影响，能够显著提高结构的抗倒塌安全储备。建议超高层建筑结构设计时进行抗倒塌分析，对易倒塌层墙体进行内支撑加强，以提高抗倒塌安全储备。
