复杂高耸观光塔钢结构分析与设计

摘 要

近年来旅游业蓬勃发展，人们在观赏自然美景的同时，不断寻求着更上一层楼的观感体验。在这种背景下，大量旅游观光项目得以兴建，其中以大型观光塔为典型代表。此类建筑结构具有高度高、外形细长、功能设施多等特点，高度可达数百米，功能涵盖旅游观光、娱乐购物、休闲餐饮等，往往是当地的地标性建筑物。因此，观光塔的结构设计较为复杂，除安全性、经济性外，还需综合考虑与附属功能设施的对接结合等，具有较大的挑战。

本文结合某复杂高耸观光塔钢结构工程，详细介绍了此类结构的设计方法，对结构选型、塔楼大悬挑、太空梭游乐设备锚固和节点设计等关键问题展开阐述，并给出相关结构设计建议。

工程位于内蒙古满洲里市，塔总高度为204.4 m，包含太空梭设备高度51 m。结构总高度153.4 m，地下一层，其层高为5.2 m；地上25层，除3层层高为6.525 m及25层层高为4.6 m外，其余层高均为6.2 m。项目功能包含商场、物业、旋转餐厅、观光平台和游乐设施等，总建筑面积19143 m ² ，建筑效果如图1所示。

图1 观光塔效果

钢塔主体结构形式采用钢结构筒体结构，筒身由钢管混凝土柱及钢支撑构成，其平面为八边形，共布置8个钢管混凝土柱，竖向沿八边形外围布置跨层X形支撑作为主要抗侧力体系。基础采用筏板基础，地基采用素混凝土刚性桩复合地基设计方案。工程地下室为混凝土框架结构，结构底部0.0～24.8 m(1～4层)范围内为商场和物业办公区，其结构形式采用钢框架结构。中间楼层(5～20层)主要为交通空间，核心筒区域共布置有两座疏散楼梯和六部高速电梯。124～148.8 m为塔楼所在楼层(21～24层)，其中除塔楼底层为转换桁架层外，其余3层为旋转餐厅和观光平台。顶层(25层)主要功能为电梯机房层及转换桁架层(用于支承顶部游乐设施)。结构三维视图如图2所示。

图2 结构三维视图

拟建工程场地地震设防烈度为6度，设计基本地震加速度为0.05 g ，设计地震分组为第一组，场地类别为II类场地，场地特征周期为0.35 s，抗震设防分类标准为丙类。地面粗糙度类别为B类。结构设计基准期为50年，安全等级为二级，结构重要性系数取1.0。

1)主塔高宽比大。若不考虑底部裙房，主体结构的高宽比为153.4/16.5=9.3，同时结构平面尺寸非均匀变化，塔身处平面宽度为16.5 m，而塔楼处平面为直径40 m的圆。在抗风计算中，塔楼部分风荷载产生剪力约占整体结构风荷载下总剪力的45%，而塔楼部分风荷载产生倾覆弯矩约占风荷载作用下总倾覆弯矩的58%。这是由于塔楼所处位置高度较高，且挡风面积大，因此风荷载较大，对结构的影响十分显著。可以说，在结构高宽比较大的情况下，塔楼的存在放大了“大高宽比”这一不利影响。

为了减轻高宽比大的不利影响，在塔身底部设置四个伸臂支撑桁架，如图3所示，每个伸臂桁架与两根钢管混凝土柱分别在5层和6层楼面处连接。伸臂桁架与钢柱连接点的标高对伸臂桁架所能发挥的作用有很大影响，在方案设计阶段，对比了伸臂桁架与钢柱连接点位置不同时，伸臂桁架所受倾覆弯矩占总倾覆弯矩比值的情况，如表1所示。可知，随撑点位置的提高，伸臂桁架所分担的倾覆弯矩不断增加，考虑伸臂支撑对建筑造型的影响，最终选用撑点位置为5层和6层楼面。

图3 伸臂支撑桁架布置

此外，针对观光塔结构底部受力较大的特点，本工程采用φ1250钢管混凝土，并适当加密塔身下部的竖向支撑。

表1 伸臂桁架与柱连接位置对比

2)核心筒楼面大开洞。中间楼层(5～20层)典型平面布置如图4所示，核心筒内共有六个电梯井及两座楼梯，楼面开洞面积约为98 m ² ，超过对应楼面面积的30%(68 m ² )。楼面大开洞导致楼板的面内刚度大大降低，对于本结构而言，核心筒楼面可视为筒体的“加劲横隔板”，其强度和刚度对塔身的稳定十分重要。

图4 核心筒楼面结构布置 m

针对核心筒楼面大开洞的特点，本工程在楼面内布置水平钢支撑，结合楼面钢梁共同形成抵抗水平侧力的一道通长桁架。此外，对楼面钢梁进行适当加强，将钢梁布置为“井字梁”，梁与梁、梁与柱之间的连接均采用刚接。

由于本工程竖向支撑采用跨层X形中心支撑，根据规范规定：在支撑与横梁相交处，梁的上下翼缘应设置侧向支撑。因此，结构在边框架梁中部均设置拉结点，如图4所示，而楼梯外边框架梁由于楼梯洞口的存在，无法直接从内部拉结，故特设置两道侧向平面桁架，为钢梁与支撑相交点提供侧向拉结，保证跨层支撑的整体稳定。

3)塔楼大悬挑。塔楼共4层，由核心筒往外悬挑长度为11.75 m，通过设置21层钢桁架转换层，并在22～24层外围布置24根通长钢柱，以将其荷载传递到21层钢桁架转换层。转换桁架典型布置如图5所示，桁架在悬挑根部处高度为6.2 m，在悬挑端部处为5.58 m。悬挑桁架杆件均采用H型钢，桁架节点均采用刚接连接，典型杆件截面详见表2。

图5 塔楼转换桁架立面 m

表2 塔楼转换桁架主要杆件截面  mm

4)太空梭游乐设备锚固。太空梭游乐设备高度51 m，在结构顶部153.4 m处与主体结构连接，太空梭塔架平面为正八边形，平面宽度为2.35 m，天空梭设备三维如图6所示。在风荷载作用下，太空梭基座除传递风荷载剪力外，还承受塔架在风荷载下产生的倾覆弯矩，而这一弯矩主要通过一拉一压形成的力偶来抵抗。经计算，太空梭设备的重力荷载约为59 kN/柱，而风荷载下太空梭支座的竖向力最大为1 057 kN/柱。此外，太空梭基座还需具有足够的抗变形能力，考虑51 m设备高度，基座微小的转动角都会放大太空梭顶部的位移，造成不利影响。因此，太空梭设备与主体结构的连接需要足够的强度和刚度，其结构设计具有一定的挑战。

图6 太空梭塔架支座三维示意

相关文献总结了两种用于天线与主塔结构连接的方法，分别为插入式方案和桁架转换方案。

插入式方案为将天线结构(对本结构而言为太空梭设备)钢柱直接插入到混凝土核心筒，天线弯矩逐步由内筒转换到外筒，结构设计和构造安全、可靠。然而，本结构为钢结构筒体结构，无内设混凝土或钢结构核心筒，内部仅有构造用的电梯柱，无法承担太空梭设备的荷载。

桁架转换式方案为通过设置位于太空梭支座底部的转换桁架层，将荷载直接传递到塔体外筒钢管混凝土柱上，具有刚度大、变形小的特点。为避免桁架结构层对建筑功能布置等造成过多影响，本结构设计时巧妙地将转换桁架层与电梯机房结合布置，即布置主要承重桁架于电梯机房侧壁，再通过次桁架将太空梭支座荷载过渡到主桁架上，其结构布置合理，同时充分利用了空间。因此，本工程设计采用桁架转换式方案，转换桁架层布置如图7所示。

图7 太空梭转换桁架平面布置 m

5)旋转平台的特殊处理。观光塔结构在塔楼二层和三层分别布置有旋转餐厅，其外径均为39.1 m，内径分别为29.1 m和25.4 m。旋转设备主要包括阻燃板、阻燃板骨架、导轨板、支撑轮及预埋件等。平台通过导轨支承于支撑轮上，并由电机驱动，达到旋转的目的。

由于旋转设备支座数量较多，间距较小，因此结构设计中需在支撑轮对应位置设置专门的钢梁，以达到支承目的。根据旋转设备需要，以塔楼二层旋转餐厅为例，在直径31.4 m和36.7 m处分别设置一圈钢梁，并通过焊接连接件与支撑轮相连。

值得注意的是，结构设计时应预留一定的平台设备高度，塔楼二层的旋转地面与普通地面建筑高差450 mm，考虑混凝土板厚150 mm及设备高度320 mm，则旋转平台钢梁与非旋转楼面钢梁梁顶高差为620 mm。塔楼三层的旋转地面则与普通地面标高一致，因此钢梁梁顶高差为170 mm。常见的处理方法为将局部次梁用搁置的方式连接在主梁上，以实现结构钢梁的高差。本工程结构在塔楼二层旋转餐厅处则是与转换桁架结合布置，通过桁架高度的变化(6.2～5.58 m)使钢梁标高在旋转餐厅范围内降低620 mm(图5)。在塔楼三层处，通过设置变截面高度梁，即梁高分别为1000 mm和830 mm，达到标高降170 mm的要求。变截面处节点做法如图8所示。

图8 塔楼三层旋转平台钢梁节点做法

在结构计算中，考虑荷载包括钢结构自重、恒荷载、活荷载、风荷载、温度作用和地震作用。观光塔钢结构自重由程序自动计算，其他设计荷载参考GB 50009—2012《建筑结构荷载规范》取值如下。

1)恒荷载主要由楼面及墙体荷载组成，典型荷载取值为：混凝土楼面取5.0 kN/m ² ，花纹钢板楼面取1.0 kN/m ² ，塔身装饰格栅取0.6 kN/m ² 。

2)活荷载根据相应楼面功能确定，典型荷载有：商场及观光层等可能出现人员密集的情况取3.5 kN/m ² ，屋面(不上人)取0.5 kN/m ² ，设备荷载依据厂家资料确定。

3)风荷载取值按规范从严执行，基本风压按50年重现期风荷载标准值(0.65 kN/m ² )的1.1倍取值(为0.715 kN/m ² )，地面粗糙度为B类。风荷载体型系数分段取值，裙房及塔身分别按矩形及八边形平面封闭式房屋的规定取值，塔楼处体型系数偏保守取为1.2。风压高度变化系数依据规范插值得到，风振系数依据规范8.4.3条有关规定计算。本次验算共考虑0°，45°和90°三个风向角，基本涵盖了结构的最不利角度。

4)基本雪压按100年重现期取0.35 kN/m ² 。

5)温度作用考虑钢结构受约束温度为5～15 ℃，取结构最大升温30 ℃，结构最大降温-50 ℃。

采用SAP2000有限元软件进行观光塔钢结构的建模及分析设计，模型包含裙房及地下室，计算时考虑P-Δ效应，结构三维模型如图2所示。

4.1 模态分析

依据GB 50011—2010《建筑抗震设计规范》：振型个数一般可以取振型参与质量达到总质量的90%所需的振型数。本工程经多次试算，取前3000阶振型，计算结果如表3所示，质量参与系数均超过90%，满足规范要求。

表3 钢结构自振周期及其振型质量参与系数

注：Ux、Uy、Uz分别表示 x 、 y 、 z 三个方向的平动；Rx、Ry、Rz分别表示 x 、 y 、 z 三个方向的转动。

结构前3阶振型如图9所示，由于塔为对称结构，第一和第二振型周期基本相近，振动模态均为整体沿水平方向的平动，第三振型为整体的扭转。结构以扭转为主的第三振型周期 T ₃ 与平动为主的第一振型周期 T ₁ 比值 T ₃ / T ₁ =0.48<0.85，周期比满足规范要求。

a—第一振型,平动 T ₁ =4.1928 s;b—第二振型,平动 T ₂ =4.1753 s;c—第三振型,扭转 T ₃ =2.0038 s。
图9 结构1～3阶振型模态

4.2 风荷载作用下结构分析

根据GB 50135—2019《高耸结构设计规范》3.0.10-3的有关规定，在风荷载的动力作用下，设有游览设施或有人员在塔楼值班时，塔楼处振动加速度幅值不应大于200 mm/s ² 。根据委托方所提供条件，在舒适度验算时，风速按6级风取，其附加条件为“塔楼接待游客的高耸结构可在风荷载较大时，对游客关闭，可不考虑大风(超过7级)作用下，塔楼处的水平加速度(舒适度要求)的限制”。因此，本次验算的风速按6级风取值。经计算，6级风下塔楼处水平位移为69.6 mm，结构自振周期 T ₁ =4.1928 s，计算得塔楼处振动加速度幅值为  mm/s ² <200 mm/s ² ，满足舒适度要求。

风荷载作用下结构变形验算中，选取以风荷载为主的荷载标准组合(1.0恒+0.7活+1.0风+0.6×温度作用)，结构顶点水平位移 Δ _u / H 计算结果如表4所示，其中， x 向风荷载控制的荷载标准组合下塔顶水平位移值最大，其值为446 mm，小于规范限值 H /75(2045 mm) 。

表4 以风荷载为主的荷载标准组合下顶点水平位移

4.3 地震作用下结构分析

利用SAP 2000有限元软件对本工程的结构进行整体反应谱抗震计算，并将其作为地震作用工况，参与荷载组合。选取地震作用为主的荷载标准组合(1.0恒+0.5活+1.0地震作用)进行地震作用下结构变形验算，计算得结构顶点水平位移 Δ _u / H 计算结果如表5所示，均满足规范1/100限值要求。

表5 以地震作用为主的荷载标准组合下顶点水平位移

4.4 结构变形及杆件承载力计算

结构在1.0D+1.0L工况下的竖向变形如图10所示。最大挠度点位于裙房二层卫生间楼面处，其值为71.3 mm，减去支座挠度及预起拱挠度后，其值为42.6 mm。钢次梁跨度为15.418 m，依据GB 50017—2017《钢结构设计标准》取其挠度限值为1/250，即[ Δ _u ]=15418/250=61.7 mm>42.6 mm，挠度满足要求。

图10 结构整体竖向变形(1.0D+1.0L) mm

转换桁架最大挠度点位于悬挑最远端，其值为49.6 mm。悬挑根部钢柱整体竖向变形为33.7 mm，则1.0D+1.0L工况下转换桁架挠度值为15.9 mm。转换桁架悬挑长度为11.575 m，挠度限值取 L /400，即[ Δ _u ]=11575×2/400=57.9 mm>15.9 mm，挠度满足要求。

构件应力比分布如图11所示，各个构件的应力比均满足规范的要求，绝大部分构件应力比在0.7以下，结构具备一定的安全冗余度。其中，钢管混凝土验算依据GB 50936—2014《钢管混凝土结构技术规范》第5章方法。该方法采用统一强度理论，将钢管和混凝土组成的构件视为一种新型组合材料，用组合性能指标和构件的整体几何参数计算构件承载力，计算得钢管混凝土柱构件最大应力比为0.888，满足规范要求。

图11 应力比分布直方图

观光塔结构底部伸臂支撑桁架弦杆在端部汇交成一根钢骨，该节点起着伸臂桁架与裙房连接的作用，其连接性能对伸臂桁架作用的发挥有很大影响。为了保证桁架端部的安全，同时考虑该节点受力复杂、交汇杆件多，此处的汇交节点采用铸钢节点。根据JGJ/T 395—2017《铸钢结构技术规程》中可焊铸钢件材性选用要求，工作环境温度低于-20 ℃的多管节点适宜采用G20 Mn5铸钢材料，因此，本工程的铸钢件采用G20 Mn5QT，材料号为1.6220。

采用AutoCAD及Solid Works建立节点实体模型，如图12所示。为了避免杆件汇交处的应力集中，在杆件汇交处建立倒角。采用ABAQUS有限元软件进行分析。结构中该铸钢节点位于钢管混凝土柱顶部，为方便节点连接，将铸钢件底部设置为半球形，连接时将其焊接在钢管混凝土柱的柱顶端板上。为验证柱顶端板厚度是否满足局部承压要求，在进行有限元分析时，将端板连同铸钢节点一起计算分析。

图12 铸钢节点三维模型

有限元模型采用二折线的钢材本构模型。为了提高网格的边界适应性，网格划分采用四面体单元，划分网格时控制单元最大尺寸不超过铸钢件的最小壁厚。每个铸钢件都有相应的主枝和分枝，有限元模型中将主枝的端部设为固定端，分枝端部完全自由，并在分枝端部施加相应的荷载。

分析时采用静力分析步，并考虑几何非线性；由于节点区应力比较复杂，采用von Mises屈服条件判断节点是否失效。由节点的应力云图13可以看出，模型中应力最大点出现在端板底部，最大Mises应力为298.5 MPa；铸钢节点的最大Mises应力为279 MPa，小于铸钢材料的强度设计值，并且节点大部分区域的 Mises应力在80 MPa左右，节点完全处于弹性范围内，满足设计要求。

图13 铸钢节点von Mises应力云图 MPa

本观光塔具有功能复杂，造型优美等特点，在结构设计中存在许多难点。为此介绍了观光塔结构设计中的特殊问题及其措施，并对荷载取值、计算分析结果以及关键节点有限元展开阐述。主要结论如下：

1)该观光塔结构采用钢结构筒体形式，形式简洁、传力明确。根据本观光塔结构特点采取的措施能有效提升结构整体强度、刚度和稳定性。

2)风荷载在该观光塔结构设计中为控制荷载，地震作用影响较小。

3)该观光塔的计算分析结果表明，结构具有足够的承载力，满足相关规范要求的各项指标。