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结构设计要点
裙房与塔楼的相互影响分析
由于本工程塔楼及裙房之间不设缝，且裙房顶层楼板在靠近塔楼位置有效宽度仅为本层典型楼板宽度的28%，因此补充对比分析单塔楼（不带裙房）与整体模型的计算结果，分析塔楼与裙房连接的薄弱部位并予以加强，能够有效的保证本工程结构设计的安全性。
周期
表2给出了单塔模型及整体模型的前三阶周期计算结果，如表2所示整体模型与单塔模型计算得到的周期较为接近，结构振型呈现出平扭的变化规律基本一致。由于裙房刚度的贡献，整体模型计算所得周期较单塔模型略小。
周期对比
表2
Period Comparison Table 2
|
振型号 |
单塔模型 |
整体模型 |
||||||
|
平动（转动）系数 |
平动（转动）系数 |
|||||||
|
周期(s) |
X-trans |
Y-trans |
Rot-Z |
周期(s) |
X-trans |
Y-trans |
Rot-Z |
|
|
1 |
6.12 |
0.02 |
0.98 |
0.00 |
6.05 |
0.02 |
0.98 |
0.00 |
|
2 |
5.71 |
0.98 |
0.02 |
0.00 |
5.69 |
0.98 |
0.02 |
0.01 |
|
3 |
3.97 |
0.00 |
0.00 |
1.00 |
3.79 |
0.01 |
0.00 |
0.99 |
裙房与塔楼连接区域结构受力分析
超高层塔楼及裙楼在风和地震荷载作用下会产生内力传递。本次分析采用了ETABS模型进行比较分析，研究塔楼和裙房在风荷载单工况作用下楼层内力传递路径，把握塔楼与裙房连接部位楼板工作状态，对拉应力较大区域进行配置附加钢筋等措施加强。
图10风荷载单工况作用下楼层剪力曲线
Figure 10 Story Shear under Wind Load
图10给出了整体模型及单塔模型（不带裙房）在风荷载单工况作用下所对应的塔楼及裙房的楼层剪力曲线,从中可以看出，裙房刚度的存在直接影响塔楼和裙房连接位置内力重分布情况，塔楼在各层都有部分剪力传递给裙房。在X向风荷载下，通过2~6层梁、板共传递剪力804kN，其中6层传递剪力224kN，在连接薄弱处楼板平均应力为0.11 MPa；Y向风荷载下，通过2~6层梁、板共传递剪力4005kN，其中6层传递剪力1150kN，在连接薄弱处楼板平均应力为0.55 MPa。总体上，在X、Y向风的作用下塔楼均有部分剪力传递给裙房，Y向剪力传递较大，设计不应忽略。
裙房楼板应力分析
根据文［6］，小震作用下，按裂缝控制等级二级，采用混凝土抗拉强度标准值作为控制楼板开裂的指标，钢筋混凝土楼板中的主拉应力标准值要小于混凝土抗拉强度标准值:σ1k，小震≤ftk。中震作用下，采用水平钢筋的抗拉强度设计值作为楼板承载能力的指标，钢筋混凝土楼板中的主拉应力设计值，当双层双向相同配筋时要满足:σ1，中震≤fyAs /γＲEhs式中:σ1，中震为有地震作用效应组合时钢筋混凝土楼板在中震作用下的主拉应力设计值;γＲE =0.85 是承载力抗震调整值; s为楼板钢筋间距; h为楼板的厚度; As表示在间距s 范围内上下层水平钢筋的面积。
图11 Y向中震作用下第3层楼板应力分布图(Mpa)
Figure 11 Stress Distribution under MediumEarthquake Loadingof 3F in Y-Direction (MPa)
图12 Y向中震作用下第6层楼板应力分布图(Mpa)
Figure 12 Stress Distribution under Medium EarthquakeLoading of 6F in Y-Direction (MPa)
从图11、12中可知，Y向地震作用下，3层大部分楼板内力在1.5 MPa以内，塔楼核心筒周边与裙楼连接处楼板应力1.5~3.0MPa， 6层塔楼与裙房弱连接位置平均应力约为3.0MPa，局部应力集中处达到9.0MPa。设计中6层裙房与塔楼连接处楼板附加12@150双层双向钢筋，保证楼板能够达到中震弹性的设防目标，其它各层相应增强。
跨街连廊钢桁架转换结构分析
结构布置
塔楼与裙房之间跨街连廊，短向跨度33.6m，一二层架空，三层以上为商业，建筑采用退台式处理。转换桁架位于三层楼面，采用双向正交平面桁架结构，共设置六榀主受力桁架和三榀次向支撑桁架，主桁架两端与型钢混凝土柱刚接；柱间加设交叉支撑。最外榀主桁架由于建筑要求不设柱，采用次外榀斜柱的设支撑与最外榀桁架相连，见图13。桁架结构的总高度为3.5m，上弦采用方管截面，主要截面500×600×30×30、300×300×15×15，其它截面均为圆管，腹杆主要截面Ø400×25、Ø250×10，下弦截面Ø600×25、Ø300×15；柱圆钢管主要截面800×60，内浇注C60混凝土。三层以上框架梁尺寸为HN400×200×8×13、HM600×300×12×20，柱Ø400×25。桁架上弦设150mm厚C30钢筋混凝土楼板。桁架采用Q390GJC级钢，四层及以上楼面梁柱采用Q345B级钢。整个连桥结构总用钢量为440吨。
局部模型三维示意图
Detailed Structural Illustrationin 3D Model
图13三层钢桁架转换结构布置图
Figure 13 Layout of Transfer Steel Truss of3F
计算分析
计算分析采用局部模型和整体模型二个模型分别计算，对比结果并包络设计。局部模型从转换桁架两端向裙房和塔楼各延一跨以考虑其与塔楼和裙房的相互作用，整体模型和局部模型均包括小震和中震反应谱分析工况。
钢筋混凝土楼板与上弦方管通过抗剪栓钉连接，二者结合刚度有限，因此不应完全考虑楼板作用。分为两种情况进行计算，一是考虑楼板作用但板的面内刚度折减至30%，二是完全不考虑楼板作用，分别考察构件的应力比，两种模型均考虑施工模拟。
计算结果表明：在考虑30%混凝土楼板刚度贡献时，考虑竖向地震作用的情况下，构件应力比小于0.6，不考虑混凝土楼板的刚度时，构件应力比最大值为0.87，均能够保证结构的安全性。
节点设计
本项目节点多根杆件汇交，空间相对位置复杂，为保证节点强度及荷载的有效传递，对部分关键节点进行了实体有限元模型分析。
图14格构柱分析节点位置示意图
Figure 14 Location Illustration of Lattice Column Joint
采用ABAQUS6.10软件进行分析，钢材实体单元采用C3D10二次tet单元，钢筋采用T3D3二次truss单元［7］，所有节点分析工况以应力比最大杆件对应的控制工况为准。典型节点图14所示，是整个转换结构最为关键的一个节点之一，节点汇交了转换桁架两根受力斜柱，在地下室顶板处与五根混凝土梁和钢管混凝土柱相连。节点设计时钢管混凝土柱外钢管壁厚局部加厚至60mm以保证与斜钢柱的连接，钢管混凝土柱外设置加劲环及牛腿，混凝土梁钢筋通过钢板焊于钢管上保证其受拉筋连续性，分析不考虑混凝土与钢材之间的滑移。
有限元分析结果显示节点域钢材mises应力最大为292Mpa，低于钢材标准强度；由于斜柱轴力较大，对节点产生很大水平推力，与节点相连的混凝土梁内产生较大的拉力或压力，梁端及节点外环梁周边出现较大压应力，设计时予以加强；除了钢管变厚度处可能出现应力集中，钢管核心混凝土基本处在弹性阶段；混凝土梁内受拉钢筋都处于弹性，但受压混凝土梁内部分钢筋产生较大压应力，设计时采取了箍筋加密的构造措施，以增强构件延性。
图15节点1有限元分析图
Figure 15 Finite Element Analysis for Joint 1
从图15中可知，分析结果显示除个别点应力超过钢材标准强度外，绝大部分区域应力值不超过300Mpa，钢材基本上都处于弹性状态，节点可以做到有效传递荷载，能够满足节点强度要求。
结论
佛山企业家大厦结构经过广东省超限审查委员会的论证，于2014年9月通过广东省超限审查，目前已进入地下室施工。经过设计团队一年多努力工作，有如下结论：
（1） 项目整体结构布置合理，针对结构特点，提出了相应的设计策略，并采取了相应的抗震加强措施，满足性能化设计要求。
（2）分析了裙房与塔楼之间楼层剪力传递规律，并相应对局部楼层楼板配筋加强，满足结构的安全性要求。
（3）通过对跨街连廊位置转换钢桁架结构的细化分析，充分考虑了各种不利因素，将构件应力比结果控制在一个较为合理的数值以内，保证了位结构的安全。
（4）塔楼大震动力弹塑性分析，论述了大震作用下结构的抗震性能，找出了结构的薄弱部位并提出了相应的加强措施。
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