楊 春 ，吳宏偉 ，莫庭威 ，蔡 健 ，吳 軼 ，左志亮 ,4，陳慶軍 ，潘廣斌

（1.華南理工大學(xué)土木與交通學(xué)院 ，廣東 廣州 510641；2.華南理工大學(xué)亞熱帶建筑科學(xué)國(guó)家重點(diǎn)試驗(yàn)室，廣東 廣州 510641；3.廣州大學(xué)土木工程學(xué)院，廣東 廣州 510006；4.代爾夫特理工大學(xué)土木工程和地球科學(xué)學(xué)院，荷蘭 代爾夫特 42628）

斜柱結(jié)構(gòu)在高層建筑中應(yīng)用廣泛，主要包括斜交網(wǎng)格結(jié)構(gòu)及斜柱轉(zhuǎn)換結(jié)構(gòu)，兩者在高層建筑結(jié)構(gòu)中有不少實(shí)例.結(jié)構(gòu)形式常采用鋼管混凝土、型鋼混凝土、鋼筋混凝土或者鋼結(jié)構(gòu).其中，斜柱轉(zhuǎn)換結(jié)構(gòu)是一種局部區(qū)域的桁架轉(zhuǎn)換結(jié)構(gòu)，傳力路徑清晰，構(gòu)件受軸力為主，能有效減小轉(zhuǎn)換構(gòu)件尺寸[1-2]，在帶轉(zhuǎn)換層結(jié)構(gòu)的設(shè)計(jì)中受到設(shè)計(jì)人員的青睞.

研究中，學(xué)者常針對(duì)斜交網(wǎng)格結(jié)構(gòu)做節(jié)點(diǎn)試驗(yàn)分析及數(shù)值模擬或?qū)φw結(jié)構(gòu)進(jìn)行抗震分析[3-5]，而對(duì)于斜柱轉(zhuǎn)換結(jié)構(gòu)，主要研究方法亦為整體結(jié)構(gòu)的彈塑性分析[6-7]和局部轉(zhuǎn)換構(gòu)件的試驗(yàn)、分析[8-9]，少數(shù)會(huì)進(jìn)行地震模擬振動(dòng)臺(tái)試驗(yàn)[10]，如：史杰等[6-7]分別對(duì)使用鋼管混凝土和型鋼混凝土斜柱轉(zhuǎn)換結(jié)構(gòu)的高層建筑進(jìn)行整體抗震性能分析；金振奮等[10]采用抗震性能化方法對(duì)某使用型鋼混凝土斜柱轉(zhuǎn)換結(jié)構(gòu)的高層建筑進(jìn)行設(shè)計(jì)，并進(jìn)行了振動(dòng)臺(tái)試驗(yàn)和局部轉(zhuǎn)換區(qū)域的靜壓試驗(yàn).以上研究成果表明，斜柱轉(zhuǎn)換結(jié)構(gòu)高效可靠，在高層建筑結(jié)構(gòu)轉(zhuǎn)換中有良好的適用性.地震模擬振動(dòng)臺(tái)試驗(yàn)?zāi)軌蛑庇^反映整體結(jié)構(gòu)的抗震性能，也能夠?yàn)閿?shù)值模擬結(jié)果的可靠性評(píng)價(jià)提供依據(jù).但對(duì)帶斜柱轉(zhuǎn)換結(jié)構(gòu)的整體結(jié)構(gòu)振動(dòng)臺(tái)試驗(yàn)研究成果較少，且未見轉(zhuǎn)換構(gòu)件為鋼管混凝土的高層建筑結(jié)構(gòu)相關(guān)振動(dòng)臺(tái)試驗(yàn)研究成果的報(bào)導(dǎo).

本文對(duì)一座帶鋼管混凝土斜柱轉(zhuǎn)換的高層建筑結(jié)構(gòu)的1∶35縮尺模型進(jìn)行地震模擬振動(dòng)臺(tái)試驗(yàn)，研究整體結(jié)構(gòu)的抗震性能，以及斜柱轉(zhuǎn)換局部結(jié)構(gòu)在地震作用下的響應(yīng)，并采用PERFORM-3D軟件對(duì)該結(jié)構(gòu)進(jìn)行彈塑性時(shí)程分析，與振動(dòng)臺(tái)試驗(yàn)結(jié)果對(duì)比.

1 試驗(yàn)概況

本文研究對(duì)象的結(jié)構(gòu)外觀及轉(zhuǎn)換層結(jié)構(gòu)示意見圖1.該結(jié)構(gòu)是一棟上部結(jié)構(gòu)總高107.45 m的29層（其中結(jié)構(gòu)層頂層為27層）酒店建筑，為現(xiàn)澆鋼筋混凝土框架-剪力墻結(jié)構(gòu).建筑外觀造型獨(dú)特，塔樓立面逐漸收進(jìn)，塔樓的部分框架結(jié)構(gòu)由兩根獨(dú)立的37.2 m高內(nèi)置型鋼鋼管混凝土巨型柱支撐.7～11層為斜柱轉(zhuǎn)換結(jié)構(gòu)區(qū)域，由框支柱、鋼管混凝土豎向和斜向柱、鋼管混凝土吊柱以及部分框架結(jié)構(gòu)構(gòu)成.

圖1 結(jié)構(gòu)模型外觀及斜柱轉(zhuǎn)換結(jié)構(gòu)示意Fig.1 Diagram of the model and the inclined column transfer structure

1.1 結(jié)構(gòu)設(shè)計(jì)信息

試驗(yàn)原型結(jié)構(gòu)的安全等級(jí)為二級(jí)，設(shè)計(jì)基準(zhǔn)期為50 a，設(shè)計(jì)使用年限為50 a，建筑抗震設(shè)防類別為丙類，工程所在地區(qū)的抗震設(shè)防烈度為7度，設(shè)計(jì)基本地震加速度為0.10g，場(chǎng)地類別為Ⅲ類，設(shè)計(jì)特征周期為0.6 s，設(shè)計(jì)地震分組為第一組.

1.2 試驗(yàn)?zāi)Ｐ偷南嗨票汝P(guān)系

試驗(yàn)?zāi)Ｐ偷南嗨票汝P(guān)系通過量綱分析法進(jìn)行推導(dǎo)[11].根據(jù)試驗(yàn)條件，確定3個(gè)相似比控制指標(biāo)：模型與原型地震波加速度之比為2.5，砂漿強(qiáng)度設(shè)計(jì)值取原型結(jié)構(gòu)對(duì)應(yīng)混凝土強(qiáng)度的1/3，試驗(yàn)?zāi)Ｐ偷目s尺比例為1/35.其余物理量一般根據(jù)控制指標(biāo)進(jìn)行量綱分析后獲得，而構(gòu)件截面配筋的相似關(guān)系采用定理分析法推導(dǎo).

1.3 結(jié)構(gòu)設(shè)計(jì)信息

根據(jù)抗剪承載力的等效原則和最大箍筋間距的要求，設(shè)計(jì)模型鋼筋混凝土梁、柱的箍筋以及剪力墻水平分布筋；根據(jù)抗彎承載力等效的原則，對(duì)模型鋼筋混凝土梁、柱的縱筋以及剪力墻的縱向分布筋進(jìn)行設(shè)計(jì)；試驗(yàn)?zāi)Ｐ偷募袅鲭p層的水平分布筋.對(duì)模型的鋼結(jié)構(gòu)構(gòu)件采用剛度等效原則進(jìn)行設(shè)計(jì).同時(shí)，為簡(jiǎn)化模型，刪除原結(jié)構(gòu)中的樓梯、次梁、頂層以上的電梯井等，并在保證支座截面抗彎承載力不變的情況下，對(duì)部分框架連續(xù)梁的縱筋作歸并處理.模型所用鋼材為Q235等級(jí)；混凝土采用砂漿代替，在原結(jié)構(gòu)鋼管混凝土處使用M20砂漿，對(duì)梁板采用M10砂漿，其余柱的材料強(qiáng)度由M18隨樓層上升遞減至M10；采用鍍鋅鐵絲作為模型的受力鋼筋.受制作精度限制，樓板均制作成6 mm厚，并鋪設(shè)雙層雙向標(biāo)號(hào)為22# 的鍍鋅鐵絲網(wǎng)，鐵絲間隔均為12.5 mm，滿足剛性樓板條件.

圖2是斜柱轉(zhuǎn)換節(jié)點(diǎn)的施工階段照片，可見豎向和斜向鋼管混凝土柱和框支柱的型鋼部分.在制作過程中，將鋼管帶有內(nèi)部隔板的圓臺(tái)型節(jié)點(diǎn)焊接，隨后在圓臺(tái)節(jié)點(diǎn)處外包1 mm鋼板，并對(duì)圓臺(tái)頂部鋼板進(jìn)行開孔，內(nèi)部空隙填滿砂漿.圖3是制作完成后的模型照片.

圖2 施工階段的轉(zhuǎn)換節(jié)點(diǎn)Fig.2 Transfer joint in construction

圖3 制作完成的模型Fig.3 Completed model

1.4 試驗(yàn)加載制度

參照規(guī)范對(duì)時(shí)程分析中地震波的最少輸入數(shù)量規(guī)定[12]，選取兩條天然地震波和一條安評(píng)波進(jìn)行地震動(dòng)輸入.本結(jié)構(gòu)的第1周期為2.057 s，場(chǎng)地類別為Ⅲ類，根據(jù)文獻(xiàn)[13]對(duì)大量地震波作用效應(yīng)分析歸類結(jié)果，本結(jié)構(gòu)屬于長(zhǎng)周期結(jié)構(gòu)，天然波采用1940El和1952Taft，測(cè)站分別為Centrolmp和 Kern Country.兩條天然波在水平方向分別有兩個(gè)相互垂直的振動(dòng)記錄，El270（主）和 El180、Taft021（主）和Taft111，“主”表示加速度峰值較大的分量.

采用軟件ETABS計(jì)算，獲得結(jié)構(gòu)在不同角度地震動(dòng)作用下的頂層質(zhì)心位移以及基底反力，據(jù)此確定地震波最不利輸入角度為109°.因此，將試驗(yàn)?zāi)Ｐ推矫骓槙r(shí)針旋轉(zhuǎn)19°，使振動(dòng)臺(tái)的Y向與結(jié)構(gòu)的地震波最不利輸入角度重合.旋轉(zhuǎn)后模型與地震臺(tái)位置關(guān)系如圖4.鋼底板懸挑長(zhǎng)度左、下分別為600、350 mm.

圖4 模型、底板和振動(dòng)臺(tái)面三者關(guān)系Fig.4 Planar relationship among the model，base，and shake table

表1為設(shè)計(jì)的加載制度，表中：以“2T7D”為例，從左至右分別代表試驗(yàn)加載順序、Taft波、設(shè)防烈度和多遇地震工況，類似地，A、E、W和S分別為安評(píng)波、El波、白噪聲和設(shè)防地震工況，其中白噪聲無(wú)設(shè)防烈度和地震工況的區(qū)別；白噪聲工況為三向依次加載，其余工況均為三向同時(shí)加載.振動(dòng)臺(tái)Y向輸入同一地震波中加速度峰值較大的地震動(dòng)分量，如 El270（主）和 Taft021（主）（以下表格中分別以 E 波和T波表示），振動(dòng)臺(tái)X向和Z向分別輸入相應(yīng)地震波的其他地震動(dòng)分量；輸入的加速度峰值和持時(shí)根據(jù)調(diào)整后[12]的原地震波加速度峰值、加速度和時(shí)間的相似比關(guān)系計(jì)算.

表1 振動(dòng)臺(tái)試驗(yàn)的加載方案Tab.1 Loading scheme of shaking table test

表2給出不同工況下振動(dòng)臺(tái)臺(tái)面實(shí)測(cè)加速度峰值.由表可見：多遇地震工況下臺(tái)面的X、Y向加速度峰值實(shí)測(cè)值及其比例與設(shè)定值接近，但設(shè)防地震工況下臺(tái)面的X、Y向加速度峰值實(shí)測(cè)值及其比例與設(shè)定值偏差較大.特別是安評(píng)波設(shè)防地震工況8A7S的X、Y向臺(tái)面實(shí)測(cè)加速度峰值之比達(dá)到1.52，其X向臺(tái)面加速度峰值實(shí)測(cè)值為443 cm/s2，已接近所選安評(píng)波在罕遇地震工況下的加速度峰值470 cm/s2，該工況下模型發(fā)生破壞，因此未進(jìn)行后續(xù)罕遇地震工況加載.

表2 臺(tái)面實(shí)測(cè)加速度峰值Tab.2 Acceleration measured on table surface

1.5 測(cè)點(diǎn)布置

根據(jù)ETABS軟件計(jì)算得到的最大層間位移角彈性分析結(jié)果，21個(gè)加速度計(jì)和42個(gè)位移計(jì)測(cè)點(diǎn)布置方法如表3所示.其中為了監(jiān)測(cè)結(jié)構(gòu)的扭轉(zhuǎn)效應(yīng)，在模型的部分樓層布置遠(yuǎn)端測(cè)點(diǎn).為了監(jiān)測(cè)斜柱轉(zhuǎn)換結(jié)構(gòu)的響應(yīng)，在每根框支柱的柱底和錐形節(jié)點(diǎn)下方截面，在平行于臺(tái)面X、Y向的對(duì)稱軸上各設(shè)置一對(duì)動(dòng)態(tài)應(yīng)變測(cè)點(diǎn).

表3 加速度計(jì)及位移計(jì)布置方法Tab.3 Layout of accelerometers and displacement meters

2 試驗(yàn)結(jié)果分析

2.1 模型結(jié)構(gòu)的破壞形態(tài)

當(dāng)加載至安評(píng)波設(shè)防地震工況8A7S時(shí)，實(shí)測(cè)的X向臺(tái)面加速度峰值接近罕遇地震工況下安評(píng)波（12A7H）的設(shè)定值，模型發(fā)生破壞.第16層的部分豎向柱柱底砂漿被壓碎、縱向鋼筋外鼓；第23層有圓柱出現(xiàn)斜裂縫；第17～27層部分柱出現(xiàn)斜裂縫、梁端出現(xiàn)豎向裂縫，部分柱在柱底發(fā)現(xiàn)水平裂縫；在裙樓（1～6層）和轉(zhuǎn)換層及其相近樓層（7～15層）均未觀察到裂縫，模型局部破壞形式見圖5.

圖5 模型構(gòu)件破壞Fig.5 Failure of members in the model

從上述破壞現(xiàn)象可以得知：工況下8A7S的扭轉(zhuǎn)破壞是該模型結(jié)構(gòu)的主要破壞形式.主要原因分析如下：

1）結(jié)構(gòu)裙樓及斜柱轉(zhuǎn)換結(jié)構(gòu)在各工況下均未見明顯破壞現(xiàn)象，可知該部分有較大的剛度與承載力.與塔樓相比較，裙樓部分樓板面積大，框架柱、剪力墻數(shù)量多，且配有型鋼混凝土柱和型鋼混凝土剪力墻，豎向構(gòu)件也有更高的配筋率和砂漿標(biāo)號(hào)，構(gòu)件承載力大，裙樓部分整體結(jié)構(gòu)剛度大.因此裙樓部分在加載過程中均無(wú)破壞現(xiàn)象，當(dāng)臺(tái)面加速度峰值接近罕遇地震的峰值時(shí)仍能保持良好的結(jié)構(gòu)性能.對(duì)于第7～11層的斜柱轉(zhuǎn)換結(jié)構(gòu)部分，其中的鋼管混凝土斜柱截面尺寸較大（原結(jié)構(gòu)中邊長(zhǎng)為1 300 mm），該柱的斜置能提高整體轉(zhuǎn)換結(jié)構(gòu)的抗側(cè)剛度.而在平面內(nèi)，第7層樓蓋設(shè)有一根變截面弧形鋼筋混凝土梁（原型尺寸平均梁寬約為3 900 mm），且在鋼管混凝土框支柱頂部節(jié)點(diǎn)和結(jié)構(gòu)的剪力墻筒體之間有3根型鋼混凝土梁進(jìn)行連接，所以第7層樓板有較大的平面內(nèi)剛度，這也提高了轉(zhuǎn)換結(jié)構(gòu)部分的承載能力.

2）隨著高度提升，結(jié)構(gòu)平面逐漸收窄，塔樓部分的框架柱數(shù)量逐漸減少，且剪力墻筒體偏置于塔樓部分的質(zhì)心下方，結(jié)構(gòu)的防屈曲支撐全部布置于～軸區(qū)域的短邊方向，長(zhǎng)短邊方向結(jié)構(gòu)剛度的分布不均勻，對(duì)結(jié)構(gòu)抗扭不利.

2.2 模型結(jié)構(gòu)的動(dòng)力特性

通過對(duì)試驗(yàn)?zāi)Ｐ洼斎氚自肼暭?lì)，獲得由各測(cè)點(diǎn)加速度時(shí)程換算得到的功率譜，根據(jù)譜中的峰值區(qū)域判斷結(jié)構(gòu)的前3階自振周期.白噪聲激勵(lì)工況1W、5W和9W的自振周期、頻率測(cè)試結(jié)果見表4，其中工況1W結(jié)果為試驗(yàn)?zāi)Ｐ偷幕l，工況5W和9W結(jié)果分別為經(jīng)歷7度多遇地震、7度設(shè)防地震工況后的模型自振頻率.

表4 白噪聲激勵(lì)下自振頻率測(cè)試結(jié)果Tab.4 Test results of natural frequency under white noise excitation

從表4可見：多遇地震工況（2T7D、3E7D和4A7D）作用后，模型結(jié)構(gòu)的前3階自振周期均僅略大于基頻，說明模型結(jié)構(gòu)僅有不明顯的損傷，此時(shí)在試驗(yàn)?zāi)Ｐ捅砻嬉辔窗l(fā)現(xiàn)有裂縫生成；防地震工況（6T7S、7E7S和8A7S）作用后模型結(jié)構(gòu)的前3階自振周期比基頻分別增大1.196、1.284和1.252倍，表明結(jié)構(gòu)有較大損傷，此時(shí)模型也出現(xiàn)了明顯的破壞和裂縫，這主要是結(jié)構(gòu)模型在8A7S工況下產(chǎn)生的.

2.3 模型結(jié)構(gòu)的加速度響應(yīng)

各樓層質(zhì)心點(diǎn)處在不同工況下的加速度放大系數(shù)（K）沿樓層變化的曲線見圖6，其中加速度放大系數(shù)為同工況下各層質(zhì)心處加速度峰值與臺(tái)面實(shí)測(cè)加速度峰值之比的絕對(duì)值.從圖6中可見：

圖6 各工況下模型監(jiān)測(cè)樓層加速度放大系數(shù)Fig.6 Amplification factor of acceleration of the monitored stories of the model in various load cases

1）樓層K值隨樓層高度增大而增大.第7～11層為轉(zhuǎn)換層，K值無(wú)突變.這是由于結(jié)構(gòu)平面逐漸收窄、樓層質(zhì)量減少，同時(shí)斜柱逐漸向上展開，結(jié)構(gòu)剛度無(wú)明顯突變.由于鞭梢效應(yīng)、樓層質(zhì)量增大，所有工況下第27層的K值均最大.

2）設(shè)防地震工況與多遇地震工況的情況相比，在地震波相同、加速度峰值不同時(shí)存在以下特點(diǎn)：① 由于損傷累積導(dǎo)致結(jié)構(gòu)的剛度變小、結(jié)構(gòu)阻尼增大，各樓層K值有不同程度的降低，特別是塔樓部分；② 各樓層K值的降低程度與結(jié)構(gòu)損傷部位、損傷后結(jié)構(gòu)整體響應(yīng)等因素有關(guān).比如，從破壞形態(tài)看，第16層和第23層結(jié)構(gòu)在8A7S工況發(fā)生較明顯的破壞，反映了這兩層結(jié)構(gòu)為薄弱部位，其附近樓層的K值降低幅度比第19層大.

2.4 模型結(jié)構(gòu)的位移響應(yīng)

圖7給出模型結(jié)構(gòu)各樓層質(zhì)心相對(duì)位移沿結(jié)構(gòu)樓層的變化曲線，其中相對(duì)位移指樓層質(zhì)心的時(shí)程位移與臺(tái)面的時(shí)程位移之差的絕對(duì)值的最大值.從圖中可見：不同工況下，模型結(jié)構(gòu)頂層的質(zhì)心相對(duì)位移最大；塔樓部分各監(jiān)測(cè)樓層質(zhì)心處相對(duì)位移沿高度呈彎曲型變形，這與塔樓框架結(jié)構(gòu)部分的面積逐漸減小、剪力墻對(duì)樓層總抗側(cè)剛度的貢獻(xiàn)增大有關(guān).整體上各樓層Y向相對(duì)位移小于X向相對(duì)位移，在設(shè)防工況下更為明顯，說明結(jié)構(gòu)X向剛度小于Y向剛度，這與防屈曲支撐的布置方向接近平行于Y向有關(guān).

圖7 樓層質(zhì)心相對(duì)底座位移變化曲線Fig.7 Displacement at the mass center of floors relative to the base

圖8給出模型結(jié)構(gòu)各樓層質(zhì)心處層間位移角沿樓高變化曲線，其中層間位移角為相鄰監(jiān)測(cè)樓層質(zhì)心處位移時(shí)程之差的絕對(duì)值的最大值除以相鄰監(jiān)測(cè)樓層的高差.從圖8中可見：

圖8 模型層間位移角變化曲線Fig.8 Inter-story drift at the center of floors

1）各工況下，由于主體結(jié)構(gòu)的頂層（第27層）的質(zhì)量比下部若干層增大約10%，且存在上部非主體結(jié)構(gòu)（無(wú)樓層板的第28、29層）的動(dòng)力響應(yīng)的影響，存在鞭梢效應(yīng)，所以第27層的位移響應(yīng)較大.

2）各工況下，塔樓第12～17層和第22～26層的X向質(zhì)心處層間位移角大于相鄰樓層.由設(shè)防地震工況8A7S下的破壞現(xiàn)象看，塔樓第16層的破壞使第16層以上結(jié)構(gòu)整體往X向傾斜.因此，層間位移角的測(cè)量結(jié)果反映了模型結(jié)構(gòu)的薄弱部位，與模型最終的破壞現(xiàn)象對(duì)應(yīng).

3）各工況下，在轉(zhuǎn)換層（第7～11層）范圍內(nèi)，第10～11層的質(zhì)心處最大層間位移角比相鄰層大，在設(shè)防地震工況下更明顯.這可能由于轉(zhuǎn)換區(qū)域跨越若干樓層，且斜柱的存在增加了該區(qū)域的剛度，相對(duì)地，可能使轉(zhuǎn)換層結(jié)構(gòu)范圍內(nèi)的上部樓層、以及轉(zhuǎn)換層結(jié)構(gòu)以上的若干樓層成為薄弱位置.

4）多遇地震工況下，除結(jié)構(gòu)頂層外，其余樓層的最大層間位移角為第12層X向的1/813，小于《建筑抗震設(shè)計(jì)規(guī)范》[12]中1/800的限值要求，結(jié)構(gòu)仍處于彈性狀態(tài)，滿足“小震不壞”的抗震設(shè)防標(biāo)準(zhǔn).

5）在臺(tái)面實(shí)測(cè)加速度峰值接近罕遇地震工況（工況8A7S）加速度峰值的情況下，結(jié)構(gòu)頂層、26層的X向結(jié)構(gòu)位移角分別為1/41和1/94，這與軸～軸范圍內(nèi)的柱出現(xiàn)斜裂縫相對(duì)應(yīng).除頂層及第26層的X向外，結(jié)構(gòu)位移角均滿足彈塑性層間位移角限值1/100的要求.

2.5 模型結(jié)構(gòu)的扭轉(zhuǎn)響應(yīng)

表5為第6、7、12、27層的位移比近似計(jì)算結(jié)果，其值為遠(yuǎn)端與質(zhì)心處測(cè)點(diǎn)的X（或Y向）位移時(shí)程比值的最大值，其中為了反映轉(zhuǎn)換結(jié)構(gòu)的局部扭轉(zhuǎn)，第7、12層的遠(yuǎn)端測(cè)點(diǎn)位于靠近轉(zhuǎn)換結(jié)構(gòu)的挑出段.由表5可知該結(jié)構(gòu)扭轉(zhuǎn)響應(yīng)特點(diǎn)如下：

表5 重點(diǎn)觀測(cè)樓層遠(yuǎn)端和質(zhì)心測(cè)點(diǎn)的位移比Tab.5 Inter-drift at the mass center and distal point of monitored floors

1）第6層為裙樓頂層，輸入地震動(dòng)峰值加速度增大，位移比相應(yīng)增大，但仍保持在較低水平，說明裙樓的抗扭剛度較大，這與裙樓樓層面積大、結(jié)構(gòu)柱數(shù)量多有關(guān).

2）第7層的位移比為第6層的1.3倍以上，原因是第7層為轉(zhuǎn)換層底層，樓層面積較第6層減少較多.此外，第7層及以上樓層挑出部分的結(jié)構(gòu)由在軸處的兩根與裙樓不相連的鋼管混凝土越層柱支承，樓層結(jié)構(gòu)布局的非對(duì)稱性使第6、7層有著較大的抗扭剛度差異，扭轉(zhuǎn)響應(yīng)相應(yīng)出現(xiàn)突變.

3）第12層為轉(zhuǎn)換結(jié)構(gòu)的上一層，由于樓層面積進(jìn)一步縮小，樓層抗扭剛度降低，使樓層扭轉(zhuǎn)響應(yīng)較第6、7層增大.6T7S工況下，第12層的位移比分別為第 6、7、27 層的 1.09、1.42、1.05 倍.但對(duì)轉(zhuǎn)換層結(jié)構(gòu)中第7、12層的扭轉(zhuǎn)響應(yīng)，在7E7S和8A7S工況下反而減小.這可能是由于轉(zhuǎn)換結(jié)構(gòu)以上的塔樓部分在設(shè)防地震工況下累計(jì)了一定損失，增大了結(jié)構(gòu)阻尼，進(jìn)而降低了塔樓部分的扭轉(zhuǎn)響應(yīng).盡管第12層的位移比相對(duì)較大，但各工況保持穩(wěn)定，未有突變，試驗(yàn)中第12層也未發(fā)生破壞.

4）結(jié)構(gòu)頂層27層也有較大的位移比，但比第12層小.需要注意的是，雖然試驗(yàn)中出現(xiàn)破壞的樓層（第16～23層）沒有布置遠(yuǎn)端位移測(cè)點(diǎn)，未能獲取破壞樓層的位移比，但由8A7S工況中的結(jié)構(gòu)破壞形態(tài)及第12、27層的扭轉(zhuǎn)響應(yīng)結(jié)果推測(cè)，塔樓部分的其余樓層的扭轉(zhuǎn)響應(yīng)可能更明顯.

上述現(xiàn)象說明：盡管在第7～11層設(shè)置了斜柱轉(zhuǎn)換結(jié)構(gòu)，且在轉(zhuǎn)換層結(jié)構(gòu)的范圍內(nèi)設(shè)計(jì)了型鋼混凝土構(gòu)件，為轉(zhuǎn)換層結(jié)構(gòu)提供了較大的剛度，但由于整體結(jié)構(gòu)在結(jié)構(gòu)平面、立面布置的非對(duì)稱性，以及局部轉(zhuǎn)換部位在結(jié)構(gòu)的一端，且巨型支柱跨越6層結(jié)構(gòu)，整體結(jié)構(gòu)仍產(chǎn)生了比較明顯的扭轉(zhuǎn)效應(yīng).

2.6 模型結(jié)構(gòu)的應(yīng)變響應(yīng)

試驗(yàn)結(jié)果顯示，框支柱和斜柱的外包鋼管的應(yīng)變遠(yuǎn)低于屈服應(yīng)變.這說明在所有工況下模型結(jié)構(gòu)框支柱和斜柱始終處于彈性狀態(tài)，斜柱轉(zhuǎn)換結(jié)構(gòu)具有良好的承載能力，能夠滿足關(guān)鍵構(gòu)件中震彈性和大震不屈服的性能目標(biāo)[14].

3 數(shù)值分析結(jié)果與試驗(yàn)結(jié)果對(duì)比

3.1 有限元模型概述

采用PERFORM-3D軟件進(jìn)行結(jié)構(gòu)彈塑性地震響應(yīng)分析.梁、柱采用纖維桿單元進(jìn)行模擬，桿單元的端部塑性區(qū)長(zhǎng)度取0.5倍截面高度.使用分層殼單元模擬剪力墻，其中平面內(nèi)剪切效應(yīng)采用線性剪切本構(gòu)模型進(jìn)行模擬，剪力墻平面內(nèi)壓彎采用一維纖維單元，在墻中添加附加剛臂以考慮平面外彎曲、平面外剪切及扭轉(zhuǎn)效應(yīng).防屈曲約束支撐采用考慮各向同性強(qiáng)化的軸心受力桿單元模擬.非約束混凝土本構(gòu)關(guān)系采用《混凝土結(jié)構(gòu)設(shè)計(jì)規(guī)范》[15]附錄C規(guī)定的混凝土單軸本構(gòu)關(guān)系，并使用五折線骨架曲線進(jìn)行簡(jiǎn)化[16].箍筋約束混凝土采用Mander本構(gòu)進(jìn)行模擬[17]；型鋼、鋼筋材料采用非強(qiáng)化的雙折線模型.

3.2 動(dòng)力性能結(jié)果對(duì)比

計(jì)算結(jié)果表明，結(jié)構(gòu)的前3階振型分別為沿Y向?yàn)橹鞯钠絼?dòng)、沿X向?yàn)橹鞯钠絼?dòng)和繞Z向扭轉(zhuǎn)，其對(duì)應(yīng)的周期分別為2.057、1.943、1.163 s，經(jīng)過量綱相似關(guān)系換算后，結(jié)構(gòu)前3階模態(tài)的周期的試驗(yàn)值與計(jì)算值分別相差?12%、7%和4%.試驗(yàn)?zāi)Ｐ徒Y(jié)構(gòu)與數(shù)值分析模型在結(jié)構(gòu)基本周期的差異上較小，兩者相比，前3階基本周期最大相差12%，在合理范圍內(nèi).對(duì)此模型結(jié)構(gòu)進(jìn)行抗震性能試驗(yàn)，能定性反映原結(jié)構(gòu)的性能，對(duì)原型結(jié)構(gòu)的設(shè)計(jì)有較高的參考價(jià)值.

3.3 位移響應(yīng)結(jié)果對(duì)比

圖9給出試驗(yàn)與數(shù)值分析中，在設(shè)防地震工況下，各樓層質(zhì)心相對(duì)底座的位移包絡(luò)值的對(duì)比.可見，數(shù)值分析結(jié)果與試驗(yàn)結(jié)果相比偏小，但整體曲線發(fā)展趨勢(shì)接近.各工況下12層以上樓層的數(shù)值分析結(jié)果與試驗(yàn)結(jié)果的差異比12層以下樓層的大.這可能是因?yàn)樯皾{的實(shí)際彈模偏小，試驗(yàn)?zāi)Ｐ驮?2層以下的型鋼混凝土構(gòu)件有利于提高模型結(jié)構(gòu)的剛度，而12層以上則無(wú)型鋼混凝土構(gòu)件，使模型的上部結(jié)構(gòu)偏柔且偏差逐層累加.數(shù)值計(jì)算位移角較大樓層與模型試驗(yàn)中的部分柱出現(xiàn)裂縫和破壞的樓層（第16～27層）相近.

圖9 不同工況下樓層質(zhì)心相對(duì)底座位移包絡(luò)圖Fig.9 Relative displacement envelope of mass center to the base in various load cases

4 結(jié) 論

本文對(duì)某帶斜柱轉(zhuǎn)換區(qū)域的高層建筑模型進(jìn)行了振動(dòng)臺(tái)試驗(yàn)以及相應(yīng)的彈塑性分析，得出主要結(jié)論如下：

1）試驗(yàn)?zāi)Ｐ徒Y(jié)構(gòu)與數(shù)值分析模型在結(jié)構(gòu)基本周期的差異上較小，兩者相比，前3階基本周期最大相差12%，吻合度較高，試驗(yàn)結(jié)果對(duì)于原型結(jié)構(gòu)有設(shè)計(jì)參考價(jià)值.

2）多遇地震下，除頂層外其余樓層的層間位移角均小于1/800的限值.在8A7S工況下，頂層和第26層的X向位移角超出1/100的限值，且模型的第16～23層的軸～軸范圍內(nèi)的部分柱出現(xiàn)壓剪扭破壞，這源于整體結(jié)構(gòu)布置的非對(duì)稱性和塔樓部分的結(jié)構(gòu)剛度分布不均勻.建議在該結(jié)構(gòu)的短邊方向增加防屈曲約束支撐，以平衡長(zhǎng)、短邊方向的抗扭剛度不均勻，從而提高結(jié)構(gòu)的抗側(cè)力能力、減低塔樓部分扭轉(zhuǎn)效應(yīng).

3）轉(zhuǎn)換區(qū)域的鋼管混凝土框支柱、斜柱在所有工況下能保持低應(yīng)變，均處于彈性，能夠滿足關(guān)鍵構(gòu)件中震彈性和大震不屈服的性能目標(biāo).

4）斜柱轉(zhuǎn)換區(qū)域在近似罕遇地震的工況下，沒有位移、剛度的明顯突變，說明由于其結(jié)構(gòu)空間桁架的本質(zhì)，是一種十分合理的轉(zhuǎn)換結(jié)構(gòu)形式.不過，轉(zhuǎn)換層結(jié)構(gòu)范圍內(nèi)的上部樓層以及轉(zhuǎn)換層結(jié)構(gòu)以上的若干樓層可能會(huì)成為薄弱位置.

致謝：亞熱帶建筑科學(xué)國(guó)家重點(diǎn)實(shí)驗(yàn)室開放課題（2019ZB21）.