[摘要] 佛山苏宁地标大厦建筑高度318m，结构屋面高度264.790m，采用设有加强层的框架-核心筒混合结构体系，为超B级高度的超高层建筑。介绍了本工程结构体系的特点、抗震性能化设计的原则和方法、总体计算结果、罕遇地震下的动力弹塑性分析结果，并对设计中的结构稳定性评估、非荷载工况变形分析、BIM应用等一些关键问题进行了阐述。[关键词] 超高层混合结构；抗震性能化设计；弹塑性时程分析；加强层；BIM应用
1 项目概况
佛山苏宁广场由四组建筑围绕一个中心下沉广场组成，北侧为购物中心，南侧至地块中心为三层步行商业街建筑及空中连廊，西侧为总部办公楼，东侧为地标塔楼。地标塔楼地下3层，地上63层，建筑高度318m，结构屋面高度264.790m。建筑效果图见图1，典型办公及酒店平面图见图2。
建筑结构安全等级为二级，结构设计使用年限50年。抗震设防类别为乙级，抗震设防烈度为7度，设计地震组别为1组，设计基本地震加速度为0.10g，Ⅲ类场地，场地特征周期为0.45s。50年一遇基本风压为0.50kN/m2。
塔楼结构采用钢筋混凝土核心筒、带腰桁架（帽桁）的外框架以及核心筒与外框架相互作用的伸臂桁架组成的结构体系，共同抵抗水平地震和风荷载，提供必要的侧向刚度，并满足层间位移的要求。腰桁沿塔高均匀分布，整合了避难层和设备层，分别位于22层、38层和55层。根据《高层建筑混凝土结构技术规范》（JGJ3-2010），7度地震区混合结构最大适用高度为190m。该项目高度超出规范限制76%，为超高高层建筑结构[1]。
2 主体建筑结构设计
主楼采用带加强层的框架-核心筒结构体系，如图3所示。其中钢筋混凝土筒体为主要抗侧力结构，承受大部分地震作用，外围主要承受垂直荷载和倾覆力矩，仅承受一小部分水平荷载，形成双重抗侧力结构体系，作为抗震的第二道防线。
核心筒分内、外筒，在22层取消外筒，转角剪力墙提升至38层，全程设置内筒核心筒。核心筒混凝土强度等级为C60~C40，主要厚度为750mm~350mm。为保证核心筒的抗震性能，在核心筒转角两侧设置竖向贯穿型钢，在楼面处沿混凝土墙设置隐梁。大开口连接梁设计为型钢混凝土梁。
为满足建筑整体布置要求，外框架柱大多顺应立面微倾斜，倾斜角度在2度左右。采用钢管混凝土柱，可增加框架的延性和轴向刚度，同时还可减小柱截面以提高利用率，节省建筑材料和资源，降低结构自重。钢框架梁与外框架柱刚性连接，楼面梁与外框架柱刚性连接并与核心筒铰接。38层设置高V型伸臂，伸臂桁架伸入并贯穿核心筒墙体。桁架上下弦均伸入核心筒墙体，与墙内钢柱可靠连接，并在核心筒内设置斜腹板，保证伸臂桁架与核心筒的刚性连接。利用外框柱的轴向刚度，增加结构整体抗弯能力，从而提高结构侧向刚度，满足层间水平位移的要求。腰桁沿塔高均匀分布，加强外框竖向构件间的连接，使竖向构件共同受力，有效减小外框柱的剪力滞回效应。在顶层设置帽桁，可大大增强高区侧向刚度，更有利于减小顶点位移，还可减小重力荷载、温度、徐变等引起的竖向变形差异。
楼面体系由钢梁和钢筋桁架楼板组成（核心筒内采用混凝土楼板）。
3. 地震参数及抗震性能目标
不同多遇地震作用下的基底剪力和倾覆矩对比结果如表1所示。可以看出，在小震作用下，采用安全评估反应谱计算的地震反应略大于标准反应谱。结合超高层建筑工程抗震设防专项审查技术要点的相关要求，小震作用下采用安全评估反应谱，中、大震作用下采用标准反应谱。
本工程存在高度超标、楼层不连续、竖向刚度突变等问题。根据本工程高度超标情况及与业主沟通结果钢结构框架抗震等级，本工程抗震性能目标选定为丙级[2]。结构抗震性能水准选定为：多遇地震下，满足性能水准1的要求；设计地震下，关键构件和一般竖向构件满足性能水准3的要求；罕遇地震下，至少满足性能水准4的要求。各性能水准下结构预期震后性能如表2所示。
主楼地上钢筋混凝土筒体及加强区域钢管混凝土柱抗震等级均为特一级，非加强区域钢管混凝土柱抗震等级为一级，钢框架梁抗震等级为三级。
根据持力层情况，采用旋挖钻孔桩基础，桩径为1.4m。桩端持力层采用稳定连续的微风化岩，桩端进入持力层的深度不小于6.5m，桩长24~28m。由于持力层微风化岩风化不均匀，软硬夹层发育，岩面起伏较大，必须适当增加桩端嵌岩深度。桩基础施工时，对桩位进行超前钻孔，进一步验证桩端持力层的完整性和连续性。
4 结构计算与分析
采用英建科YJK（版本号：2013.1.4.3）作为主要弹性计算分析软件，以ETABS（版本号：9.2.0）作为辅助分析验证软件。采用模态分解反应谱法计算结构在多遇地震及风荷载作用下的内力与位移，小震下采用弹性时程分析法进行补充验证；罕遇地震下采用ABAQUS软件进行弹塑性变形验证分析。
4.1 小震下的弹性计算
YJK与EATBS计算得到的前十阶振型基本一致，YJK分析中结构前三阶振型分别为：T1=5.89s（Y方向）、T2=5.79s（X方向）、T3=2.46s（扭转），结构一阶扭转周期与一阶平动周期之比为0.42，结构扭转效应较小，满足《高层建筑混凝土结构技术规范》（JGJ3-2010）第4.3.5条和第9.2.5条中周期比的要求；同时，第1个自振周期扭转分量为5%，小于《高层建筑混凝土结构技术规范》（JGJ3-2010）第9.2.5条对扭转分量的要求，且结构的前3个振型中不存在扭转与平动耦合明显的振型，结构扭转效应较小。地震作用下结构的位移角与位移比结果如图4所示。地震作用下，结构的层间位移小于规范中1/500的要求。偶然偏心下结构的X、Y方向位移比均小于1.2，结构具有良好的抗扭性能。
对于地标塔的弹性动力时程分析，根据抗震规范的要求，在波形个数方面将采用5组天然和2组人工合成的加速度时程波。波形选择方面，除满足有效峰值、持续时间等要求外，还满足底部剪切和高阶振型的相关要求。弹性时程分析得到的基底反力计算结果如表3所示。7组时程曲线主方向下的基底剪力基本在反应谱的65%~135%之间，平均值在反应谱的80%~120%之间，满足规范的要求。
4.2. 风荷载计算
塔楼整体位移控制采用重现期50年风荷载，构件强度按重现期100年风荷载设计校核，舒适度计算按重现期10年风荷载计算。本工程委托广东省建筑科学研究院进行主体风洞试验。委托试验内容包括给出主体结构设计风荷载和给出塔楼最高层的风致加速度，根据建筑功能进行舒适度评估。所采用的风洞试验方法为：风洞动压试验。
经风洞试验，塔楼顶部使用层高度处X方向加速度为0.105m/s2，Y方向加速度为0.107m/s2，小于《高层建筑混凝土结构技术规范》JGJ 3-2010第3.7.6条对结构顶部最大加速度限值0.25m/s2的要求。按规范计算的风荷载大于风洞试验结果，出于安全考虑，选择规范风荷载作为设计风荷载。YJK计算模型中，在风荷载作用下，X方向层间位移角为1/621，Y方向层间位移角为1/583，均大于地震荷载作用下的层间位移角值。风荷载对结构侧向位移起控制作用。
4.3 大震条件下弹塑性时程分析
采用非线性分析软件ABAQUS进行动态弹塑性分析，梁、柱、支撑等杆件采用纤维梁单元和B31梁单元模拟。剪力墙：采用四边形或三角形缩减整体壳单元模拟，即S4R和S3单元。利用ABAQUS中的Rebar功能在混凝土剪力墙中添加分布钢筋，隐含柱采用B31梁单元模拟，与剪力墙单元共用节点。对混凝土构件进行动态弹塑性时程分析，需要更为精确地考虑构件配筋对其承载力和刚度的贡献。弹塑性分析中的配筋数据均来自YJK软件的计算结果及规范施工设计的要求，ABAQUS弹塑性模型的配筋参数与实际配筋较为接近。
主体结构在3组地震波作用下最大弹塑性层间位移角在X方向为1/120，在Y方向为1/124，满足规范要求。结构层间位移角曲线在加强层及核心筒上方各层处发生较大突变，其原因是由于腰桁、臂桁架加强及核心筒剪力墙改变导致结构竖向刚度突变。
剪力墙塑性发展主要位于核心筒退距以上三层（39F、40F、41F）。经过多次调整，增加了核心筒退距以上三层（39F、40F、41F）的含钢量，并在这三层筒体外壁增加斜十字型钢，并将墙体横竖配筋率提高至1.0%。经过此次加固后，在同样的地震波作用下，从图5可以看出，该部分剪力墙的受压损伤大大减轻，效果十分明显。
1至38层钢管混凝土柱均未出现混凝土压缩损伤和钢材塑性应变，38层以上钢管混凝土柱出现轻微混凝土压缩损伤，但未见钢材塑性应变，外框柱抗震承载力足够。配筋层内大部分腰桁架均未进入屈服状态，仅伸臂桁架和三号腰桁架的少部分钢构件进入塑性状态，其最大塑性应变3.02e-4远小于2.5e-2的塑性应变。可以认为在大地震作用下，大部分伸臂桁架和腰桁架构件均未进入屈服状态。
5 整体稳定性计算
高层建筑结构稳定性设计的主要目的是控制重力荷载在风荷载或水平荷载作用下的二阶效应（重力P-Δ效应），使其不至于过大，导致结构倒塌。结构刚度与重力荷载之比（刚度重量比）是影响重力P-Δ效应的主要参数。结构计算X轴刚度重量比为2.51，Y轴刚度重量比为2.40，介于[1.4，2.7]之间，满足规范中刚度重量比的下限。因此，重力P-Δ效应可以控制在15％以内，结构的稳定性具有合适的安全储备。另外，由于该值小于2.7，根据规范要求，在结构内力与变形计算中考虑重力二阶效应的不利影响。
弯剪结构整体稳定性校核结果只有在基本满足假设条件的情况下才是可靠合理的。两个基本假设为：1）结构布置为竖向均匀分布；2）楼面重力荷载竖向均匀分布。如果将某高层建筑假设为竖向均匀悬臂构件，则整体稳定性校核实际上会出现较大的误差。在计算等效侧向刚度时，将倒三角分布荷载的最大值按照基底地震剪力和基底风荷载剪力折算后会得到不同的结果。为此，本项目对结构进行了整体屈曲分析。参考前期工程及国内外资料，一般按照以下指标控制：1）结构整体线性屈曲临界荷载系数大于10；2）考虑初始缺陷和几何非线性的结构整体屈曲临界荷载系数大于5[3]。
对结构整体进行线性屈曲分析，选取1.0恒载+1.0活载作为屈曲分析每步加载值，整体弯曲失稳一阶、二阶、三阶屈曲系数分别为16.96、18.30、18.96，整体失稳屈曲系数均大于10，说明结构在重力荷载作用下不会失稳。
几何非线性屈曲分析中，以结构顶点水平位移为结构高度的1/500（H/500=264.79/500=0.530m）为基准，其余节点变形按结构一阶整体屈曲模态位移形式比例确定钢结构框架抗震等级，以此作为初始缺陷，初始工况仍为1.0×恒载+1.0×活载，进行考虑几何非线性的屈曲分析。计算结果表明，结构整体非线性临界屈曲系数k=12.91＞5，屈曲系数满足控制指标要求。
6.超高层建筑竖向变形问题
混凝土组合结构在施工过程中，由于内筒与外框柱材质的差异以及受力的不同，会产生不同的轴压。对于此类超高层结构，在设计和施工中必须特别考虑核心筒与外框柱的非均匀压缩，无论是弹性压缩还是非弹性压缩(包括混凝土的收缩和徐变)[4]。本项目采用MIDAS Gen软件，根据规范对混凝土弹性模量变化、徐变和收缩的规定，考虑施工顺序加载、混凝土徐变收缩、竖向构件含钢量等因素，对钢管混凝土柱与核心筒剪力墙的竖向变形及差异进行了分析计算，得出以下结论：
(1) 随着结构高度的增加，核心筒竖向变形先增大后减小，符合结构实际变形规律。主体结构竣工两年后，最大竖向变形出现在结构高度的4/5处左右，约为64 mm。
(2) 外框架柱竖向变形与核心筒变形趋势相同，伸臂桁架闭合时，最大变形发生在结构高度的4/5处左右，约为101 mm。
(3) 从各阶段核心筒变形组成比可以看出，收缩徐变在建筑变形中所占比例随着时间的推移不断增大，伸臂桁架合拢时，收缩徐变引起的总变形约占50%，弹性变形约占50%。主体结构封顶两年后，收缩徐变引起的总变形约占56%，弹性变形约占44%。收缩徐变引起的竖向位移不能忽略。
(4)通过估算的施工顺序，可以得到不同时刻框架筒内外竖向变形差值随结构楼面高度的变化曲线，施工时可根据估算值进行竖向预调整。
7 BIM应用
本项目采用全专业全流程BIM设计，各专业通过模型进行可视化协同，解决专业间协同问题。图6为38层设备层与其他专业协同模型示意图。通过BIM三维模型可以直观判断腰桁、伸臂等结构加固部位，确定结构构件对其他专业的影响，有利于结构调整计算、结构布置优化，使最终结构方案既满足结构计算的需要，又能满足建筑、机电工程的需要。
结构BIM模型通过与计算模型的互相引导，可以生成准确的结构计算模型，其流程如图7所示。首先通过初步计算得到结构竖向构件截面，在REVIT中建立满足建筑功能要求的竖向构件模型；然后通过软件转换接口导入计算软件，在计算模型中对结构计算模型进行改进，经过优化计算得到最优的构件截面，再通过转换接口将计算模型导回Revit模型；最后在REVIT中对屋架模型进行改进，通过接口的互相引导得到最终的模型。
除跨专业协作外，本项目结构BIM应用还实现了结构专业内部BIM的使用，包括BIM模型与计算模型的相互指导、BIM出图，实现BIM数据向下游方的有效传输，以创新的BIM设计协作模式，为业主、设计公司、施工公司创造价值。
8 结论
（1）本工程采用带加强层的框架-核心筒结构体系，可满足超高层结构承载力、变形控制和稳定性的要求，具有良好的经济效益。
(2)通过估算的施工顺序，可以得到不同时刻框架筒内外竖向变形差值随结构楼面高度的变化曲线，施工时可根据估算值进行竖向预调整。
（3）超高层结构需进行弹塑性分析。佛山苏宁地标大厦在完成动力弹塑性分析后，依然保持直立，最大弹塑性层间位移角满足规范要求，结构满足“大震不倒”的基本要求，结构整体抗震性能良好。
（4）采用BIM技术，不同专业之间可以通过模型进行可视化协同，解决专业之间的协作问题，同时也可以解决专业内部计算模型的细化和绘制问题，从而提高设计质量。
参考
[1]李利军,吴伟和,陈晓程,等.佛山苏宁广场地标塔楼抗震超限设计可行性研究报告[R].广州:华森建筑工程设计顾问有限公司,2014.
[2]JGJ3-2010高层建筑混凝土结构技术规范[S].北京:中国建筑工业出版社,2011.
[3] 王国安. 高层建筑结构整体稳定性研究[J]. 建筑结构, 2012, 42(6): 127-131.
[4]周建龙,闫锋,等.超高层结构竖向变形及差异问题分析与处理[J].建筑结构,2007,37(5):100-103.
