超高层结构(建筑高度超过100m)设计中，一般风荷载和地震作用影响较大，结构设计需重点关注。而在9度抗震设防的高烈度地区，地震作用剧烈，对结构设计构成主导作用，结构的抗震设计尤为关键[1,2,3]。

在结构抗震设计中，除传统抗震手段外，消能减震以及隔震技术均是行之有效的手段。传统的抗震设计通过增大构件截面等措施提高承载力，但同时也增加了结构自重，使得地震作用增大，又削弱了抗震效果。消能减震技术通过在上部结构中变形较大处设置速度型或位移型阻尼器，以阻尼器的滞回往复运动消耗能量，进而减小上部结构的响应，使用消能减震技术可以使得上部结构层间位移角和层间剪力等响应减少10%～30%[4,5,6,7]。隔震技术指的是在结构基础和上部结构之间设置刚度较小的柔性层，隔离地震作用从基础到上部结构的传输。在高烈度地区，采用隔震技术可以使得上部结构的抗震设防烈度降低0.5～1.5度，地震作用可以降低25%～63%,因而提供足够的安全储备[8,9]。

超高层结构具有较大的高宽比，如采用隔震设计，水平地震作用下可能使得结构平面一侧支座进入受拉状态，使得支座受损，无法继续耗能。同时9度区等高烈度地震作用，对隔震支座的水平变形能力挑战较大。此外，隔震技术的配套产品和施工要求较高，有特定的适用范围。本文主要研究9度区超高层结构的抗震减震关键技术。

图1超高层结构方案 立面图  

图2钢框架-支撑方案 平面布置示意图  

图3 SRC方案平面 布置示意图  

1、项目概况

项目位于乌兹别克斯坦，为超高层建筑，上部结构平面尺寸约为39m×39m,结构总高度为160m,大屋面高度为147.1m,高宽比约为4.0。地下室2层，基础底板顶面结构标高为-10.2m,嵌固端设置在地下室顶板；地上33层，标准层层高4 200mm,其中12层和23层为设备层，层高均为5 250mm。上部结构1层有部分跃层柱直通3层。

结构工程设计使用年限为50年，建筑结构安全等级为二级，地基基础设计等级为甲级。所在场地按照9度抗震设防，设计基本地震加速度为0.4g,场地类别为Ⅱ类，设计地震分组为第三组，场地特征周期为0.45s,周期折减系数为0.98。地面粗糙度类别为C类，修正后的基本风压为0.58kN/m2,结构阻尼比取0.05。结合本项目的结构超限审查专家意见，本项目中框架-核心筒的楼层层间位移角限值取1/650。作为对比方案的钢框架-支撑方案层间位移角限值按照1/250考虑。

2、结构选型

该超高层结构可以采用钢框架-支撑结构体系和钢骨混凝土框架-核心筒结构体系。

钢框架-支撑结构体系主要在内部钢框架布置支撑，具有较高的抗侧刚度和抗剪承载力，并且结构自重较轻。内部钢框架和外周钢框架之间通过框架梁和楼面梁相互连接。钢骨混凝土框架-核心筒结构方案(简称SRC方案)由钢骨混凝土剪力墙组成的核心筒与外围钢骨混凝土梁柱框架组成；结构外围框架的角柱在1～28层设置为钢骨混凝土柱，28层以上角柱为普通钢筋混凝土柱，边柱全楼为普通钢筋混凝土柱；内部核心筒和外周框架之间通过框架梁和楼面梁连接[10,11]。为提高结构抗侧刚度，在外框架上设置有多道跨层斜撑，跨层斜撑跨越4～6层[12]。结构方案立面图见图1,平面布置示意图见图2和图3。

钢框架-支撑方案和SRC方案这两种结构方案的工程造价见表1、2,剪重比、层间位移角、层间刚度比、抗剪承载力比对比见图4～7。总质量(含地下室)指标计算结果显示，钢框架-支撑方案的结构总质量为87 473t, SRC方案的结构总质量为137 727t, SRC方案的总质量明显大于钢框架-支撑方案。

表1钢框架-支撑方案工程造价

结合图4～7可以看出，钢框架-支撑方案和SRC方案的剪重比均不小于6.4%,层间位移角分别不大于1/250和1/650,层间刚度比均不小于0.9,抗剪承载力比均不小于0.75,均能满足规范要求。在此基础上，结构方案需通过造价比较来决定。由表1和表2可以看出，SRC方案结构造价约为2.07亿元，钢框架-支撑方案的结构造价约为3.68亿元，从各种材料工程量和单价可以看出，钢框架-支撑方案中需要用到大量的型钢构件(钢柱、钢梁、钢支撑等),受当地技术水平和材料供应限制，本项目中型钢构件均需从中国运送至乌兹别克斯坦，每吨建安成本为18 370元。而当地可以供应最高强度等级C60的混凝土和相当于HRB500的钢筋，材料供应基本可以本地化。这些原因造成钢框架-支撑方案的结构造价远高于SRC方案。

表2 SRC方案工程造价

图4剪重比曲线  

图5层间位移角曲线

图6层间刚度比对比

图7抗剪承载力比 

由于SRC方案的初步设计中，其各项结构指标均可满足相应的规范要求，具备可行性；同时其具有更为优越的经济性，可以作为本项目拟定的初始方案，并在此基础上继续优化。

3、优化设计

SRC方案仍存在造价偏高和建筑使用不够方便的问题，可适当进行结构优化设计[13,14]。从图5层间位移角指标看，SRC方案最大层间位移角为1/747,距离限值1/650存在较大的余量。

对该超高层结构可采取的优化措施如下：1)后续设计中计划采用减震产品进行消能减震设计。出于保守估计方案可提供约0.015的阻尼比，计算时阻尼比为0.065。2)由于剪力墙混凝土用量较大，针对剪力墙的材料优化效果更佳，本方案中墙体19～28层材料从C60调整到C50,29～33层材料从C50调整到C40。3)原方案中钢骨混凝土柱从1层贯通至33层，较为保守。将28～33层的钢骨混凝土柱调整为普通截面钢筋混凝土柱，将6～10层的柱截面2 000×2 000调整为1 900×1 900,柱截面1 600×2 000调整为1 600×1 900。4)楼面梁包括框架梁、次梁和连梁，其中次梁和连梁基本没有继续优化的空间，主要针对框架梁进行调整，其中24～33层的梁截面由500×900调整为500×800。5)6～10层墙厚从1 300mm减小1 200mm, 11～15层墙厚从1 200mm减小到1 000mm, 29～33层墙厚从600mm调整为500mm,相应连梁宽度予以调整。6)钢骨混凝土结构方案中结构跨层支撑布置在结构外侧，单根支撑跨越4～6层，对建筑立面外观影响较大，从建筑功能角度应减少或取消跨层支撑的应用。优化计算结果显示，不采用跨层支撑时，通过调整抗侧构件截面和增加结构阻尼比，也可以满足抗侧刚度要求，因此本次优化中取消了所有跨层支撑。

将上述各项优化措施实施之后，整体结构工程量及造价统计见表3。与原方案相比，结构总造价从2.07亿元减小为了1.92亿元，优化后结构总造价减少了9.3%。

表3优化后方案造价

4、减震设计

本超高层结构中只能在12层及23层等设备层位置处布置阻尼器。为使得阻尼器在多遇地震和风荷载作用下能起到作用，宜采用速度型阻尼器，常用的有黏滞阻尼器及黏滞阻尼墙[15,16,17]。本文对非减震结构、黏滞阻尼器(简称VFD)减震结构和黏滞阻尼墙(简称VFW)减震结构进行了对比分析。对比方案中，VFD和VFW力学参数一致，阻尼系数均为5 000kN/(m/s)0.4,阻尼指数均为0.4,数目均为16套，平面布置位置一致，布置方式见图8和图9。

图8 VFD安装示意图  

图9 VFW安装示意图

4.1多遇地震下弹性时程分析结果

对非减震方案、VFD方案和VFW方案均采用5条天然波(T1、T2、T3、T4、T5波)和2条人工波(A1、A2波)进行弹性时程分析计算，层间位移角对比如图10所示。由图10可以看出，非减震方案弹性时程分析结果中X、Y向最大层间位移角分别为1/689、1/723;VFD方案X、Y向最大层间位移角分别为1/751、1/784;VFW方案X、Y向最大层间位移角分别为1/713、1/740。三种方案的弹性时程分析结果对比说明，VFD和VFW方案均可以起到减小楼层层间位移角的效果，其中VFD方案效果更佳，相对于非减震方案，最大层间位移角减小幅度X向为9.0%,Y向为8.4%。VFW方案相对于非减震方案，X向层间位移角可减小3.4%,Y向层间位移角可减小2.3%。整体来看，相对于非减震方案，VFD方案中层间位移角减小效果约在6%～16%之间，VFW方案中层间位移角减小效果约在0～15%之间，且VFW方案中底部楼层层间位移角减震效果较小。

图10多遇地震下弹性时程分析层间位移角对比  

表4 VFD方案应变能及阻尼耗能

表5 VFW方案应变能及阻尼耗能

VFD方案和VFW方案的附加阻尼比计算结果见表4和表5。从表4、5可以看出，VFD方案附加阻尼比达到0.018,VFW方案附加阻尼比只有0.005。主要有以下几个原因：1)由于VFD是轴向变形耗能，在水平地震作用下，该超高层结构同时产生剪切变形和弯曲变形，弯曲变形体现为一侧拉伸、一侧压缩，此时16套VFD可以同时参与工作，因此耗能效果较好；而VFW的布置形式只能通过层间水平变形进行消能，其布置存在一定角度，单向地震作用下，几乎只有约一半的VFW参与耗能。2)VFD和桁架连接的布置方式使得阻尼器轴向变形远大于VFW所在位置的层间位移。3)VFW在安装时，上下需要与框架梁进行牢固连接，对梁有一定的刚度要求，当框架梁刚度较小时，有可能因为梁自身产生较大变形而影响到VFW的耗能效果。

4.2罕遇地震下弹塑性时程分析结果

非减震方案、VFD方案和VFW方案在罕遇地震下的弹塑性时程分析层间位移角见图11[18,19]。由图11可以看出，罕遇地震下，非减震方案中X、Y向最大层间位移角分别为1/84、1/97;VFD方案中X、Y向最大层间位移角分别为1/102、1/104;VFW方案中X、Y向最大层间位移角分别为1/97、1/97,经过对比可知，VFD方案更适用于本结构。

图11罕遇地震下弹塑性时程分析层间位移角对比

图12多遇地震下反应谱分析层间位移角对比

4.3多遇地震下反应谱分析结果

对未减震方案、VFD方案和VFW方案均采用振型叠加反应谱法计算分析，其中振型阻尼比取值考虑表4和表5中VFD方案与VFW方案各自的附加阻尼比，层间位移角计算结果如图12所示。由图12可以看出，未减震方案结构最大层间位移角为1/625,VFW方案结构最大层间位移角为1/640,均超出限值1/650,采用VFD方案后，最大层间位移角为1/652,可满足设计要求。可见采用VFD进行减震设计具备必要性与合理性。

5、内嵌钢板剪力墙优化

核心筒剪力墙的受力状态可依据抗剪和抗弯分为两类。在剪力墙面内，其抗剪和抗弯承载力均可能起主导控制作用。在面外，一般其抗弯承载力起主导控制作用。在具体设计时，能同时提升剪力墙正截面抗弯和斜截面抗剪承载能力的措施有：提高混凝土强度等级，增加墙体厚度，采用高强度钢筋，内嵌钢板。另外，提高水平分布钢筋的配筋率可以提升剪力墙抗剪承载力，提高竖向分布筋配筋率可以提升剪力墙抗弯承载力。在优化阶段，没有继续提升材料强度和增加墙体厚度的调整空间，因此有效手段只能集中在增加钢筋或者内嵌钢板。

为提高剪力墙的抗剪承载力，可在剪力墙中内嵌一定厚度的钢板，由于钢板的强度远高于混凝土，内嵌钢板方式可以使得抗剪承载力获得较大的提升。同时由于内嵌钢板施工工艺较为复杂，不宜多用，非必要墙肢也不建议采用[20]。为提高剪力墙的抗弯承载力，不一定要增加内嵌钢板，可以通过增加竖向分布筋配筋率实现。

图13为优化前方案中剪力墙内嵌钢板的布置。水平分布筋配筋率为0.45%～0.91%,竖向分布筋配筋率为0.60%～1.00%,轴压比在0.19～0.28之间。剪力墙轴压比均满足小于0.40的要求，具有一定的余量。对于抗弯超筋而抗剪截面满足要求的墙肢，直接取消或减薄部分内嵌钢板，调整为普通剪力墙，同时增大其竖向分布筋配筋率至1.64%～2.46%。在地下室，由于计算时嵌固端在地下室顶板，地下结构的地震作用较小，可减小内嵌钢板的厚度，拟将地下1层中钢板厚度由30mm减小为20mm,地下2层不采用钢板剪力墙。优化后的内嵌钢板剪力墙平面布置见图14。

图13优化前剪力墙中内嵌钢板布置

图14优化后剪力墙中内嵌钢板布置  

优化后，竖向分布筋加大但是内嵌钢板减少，降低了造价，也方便了施工。内嵌钢板剪力墙轴压比最大值为0.31,仍满足不大于0.40的限值要求。

6、结论

(1)钢框架-支撑方案和钢骨混凝土框架-核心筒方案的初步工程造价结果显示，钢框架-支撑方案成本为3.68亿元，钢骨混凝土方案成本为2.07亿元。其中钢框架-支撑方案成本较高原因在于当地钢材技术水平有限，需要从中国进口钢材，运输成本较高。基于经济性这一要素，拟采用钢骨混凝土框架-核心筒方案，并继续深入优化。

(2)针对钢骨混凝土框架-核心筒方案，初步设计模型的最大层间位移角为1/747。对结构作进一步优化，包括但不限于设置消能减震器，对材料强度、梁柱墙截面、跨层支撑等方面采取优化措施，最终的最大层间位移角指标为1/652,较为接近限值，该优化过程相对于初步设计模型，工程造价减小9.3%。

(3)对优化后的钢骨混凝土框架-核心筒方案、VFD方案和VFW方案进行了多遇地震下弹性时程分析对比。对比结果显示，VFD方案和VFW方案均有一定减震效果，其中VFD方案更优。在多遇地震作用下，VFD方案可提供0.018的附加阻尼比，层间位移角可减小6%～16%。在罕遇地震下，VFD仍可提供0.010左右的附加阻尼比。偏于保守，小震情况下整体结构附加阻尼比取0.015。根据VFD方案和VFW方案附加阻尼比调整反应谱参数的计算结果显示，多遇地震反应谱工况下，非减震方案和VFW方案结构层间位移角均超出1/650,仅VFD方案提供的附加阻尼比可满足设计要求，说明VFD减震方案具备必要性与有效性。

(4)在采用VFD方案的基础上，对钢骨混凝土框架-核心筒方案中的内嵌钢板剪力墙进行适当优化。在结构1～5层部分墙肢设置内嵌钢板剪力墙，可大幅提高其抗剪承载力。通过增大部分剪力墙竖向分布钢筋配筋率，可相应减少内嵌钢板剪力墙的布置位置，调整后的结构构件指标仍可以满足设计要求，达到了节约造价、方便施工的效果。

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文章来源:闫锋,花炳灿,安东亚.乌兹别克斯坦9度区某超高层建筑结构设计与优化[J].建筑结构,2024,54(13):51-56.