某景观塔钢结构设计研究

本研究拟在已有资料的基础上对该类景观塔转换层的钢框架及钢管桁架结构体系进行弹塑性分析，以试验其结构的抗震性能。

1工程概况

该景观塔位于公园山上，建筑面积约2000m ² ，其中标高10.000m以下部分为室外区域的塔基，以上每间隔3.0m为1层。

2建筑特点及结构体系

主体结构可分为上下两段，下段为塔基、上段为塔身。由于该处中心部分为原有古建筑遗址，设计塔基时应避开遗址。塔基高度为10m，由8根斜柱支撑，斜柱最大间距为40m，斜柱下覆盖遗址。塔身部分共计16层，层高为3m，建筑总高度为70m，结构截面示意如图1所示。

图1结构截面示意

塔身主体结构为钢框架结构体系，通过8根斜柱组成的钢平台塔基将荷载传递给基础。外围采用钢管网壳幕墙，屋顶采用正交正放钢管桁架结构。

3结构超限情况及加强措施

该景观塔工程为不规则超限结构，其超限情况如下。

（1）楼板不连续：楼板中间部分有开洞，洞口面积超过楼板总面积的30?%，实际起到支撑作用的楼板宽度小于总宽度的45%。 

（2）构件间断：塔身框架柱悬空。

（3）其他不规则结构：斜柱及转换层。

由于该结构属于超限且复杂结构，考虑抗震性能化设计及自身结构的特点，并结合业主需求，将抗震性能目标定为C级，即小、中、大地震作用下性能水准分别为1、3、4，构件性能目标见表1。

表1构件性能目标

针对超限结构及专家意见，该工程采取如下具体的措施。

（1）对弹性结构的分析采用3d3s和midas Gen软件进行对比计算并验证计算结果。另外，通过弹性时程分析方法对结构进行补充校核。

（2）采用性能化抗震结构设计。

（3）校验结构在罕遇地震作用下的抗震性能指标，采用静力弹塑性分析方法，计算完成后的指标，如层间位移角等均符合规范要求。

（4）增加结构的刚度、加强抗扭性能，可最大限度限制结构的扭转。

4抗震性能计算分析原则

（1）多遇地震。

采用了多种软件分别对多遇地震影响下的内力和变形进行建模，按7度地震作用计算；多遇地震尚需另外单独考虑计算，采用弹性时程分析法，主要考察结构高振型影响。

（2）设防地震。

结构按照弹性设计，控制底层柱和转换梁等关键构件应力比。

（3）罕遇地震。

结构弹塑性验算后的最大层间位移角不得超过2倍的弹性位移角；依据静力弹塑性分析，判断出结构的薄弱部位，针对薄弱部位采取对应措施并加强处理。

（4）复杂节点。

通过精细化有限元分析验算，以确保结构受力 安全。 

5小震下弹性计算分析

该结构在小震弹性阶段，通过3d3s分析软件和midas Gen有限元分析软件，各自建模计算并对比，以判断结构的总体受力状态，经过彼此校验分析结果类似，并把各自的分析校验结果与规范要求比较，均符合规范的相关要求。

经计算，景观塔结构各振型质量合计参与系数均不大于90?％，符合规范要求；两个方向的平动周期基本相同，两个方向的刚度接近。

扭转周期tt/t1小于0.8，符合规范要求；风荷载作用的层间最大位移角为1/1?937，远小于1/400的控制值。

顶点位移为22.8?mm，小于1/500的控制值；结构顶点的最大加速度为0.21?m/s ² ，小于0.25?m/s ² 的控制值；地震作用下的最大层间侧移角为1/1?942，远小于1/250的控制值。

最小层剪重比为0.031，大于规范要求的最小控制值，0.016；x方向底层侧向刚度与相邻1层刚度的比值为0.70。

y方向底层侧向刚度与相邻1层刚度的比值为0.71；x方向底层侧向刚度与上方3层侧向平均刚度的比值为0.91。

y方向底层侧向刚度与上方3层侧向平均刚度的比值为0.92；x和y方向层位移比为1.2，小于控制值；整体结构线性屈曲荷载是设计荷载标准值的10倍 以上。 

以上计算结果与3d3s、midas计算软件的周期比、剪重比、位移角等多数据计算结果基本一致，故计算结果可以作为设计依据。

6?罕遇地震作用下结构及构件弹塑性能评估

6.1?分析方法

本工程采用的是位移控制法，即 Pushover分析。Pushover分析也称推覆分析，即按设定的加载模式逐步加载。

在达到目标值时，得到荷载–位移曲线，随后生成加速度–位移能力谱；将加速度周期反应谱与加速度位移需求谱比较，两条曲线相汇处为该水准地震作用的变形能力点及其极限承载能力。 

6.2?分析步骤

对模型施加竖向静力荷载（1.0倍不变荷载标准值+0.5倍可变荷载标准值），并且将初始荷载的位移叠加到Pushover分析的位移结果中，将结构内力作为Pushover分析的最初内力。

加载弹性阶段的各层剪力，按照位移增量控制法的要求进行Pushover分析。根据能力谱–需求谱的关系，推断结构塑性铰的发展过程和结果及其在罕遇地震作用下的结构反应特性。

6.3?计算结果

在罕遇地震作用时，结构层间的位移角极小，仅为1/243；在性能点处，结构塑性铰处于弹性未屈服状态，因此该结构可以保持较好的工作性能，罕遇地震下结构层间位移角如图2所示。

图2?罕遇地震下结构层间位移角

7?关键节点应力分析

选取底层7杆交汇和中间层6杆交汇的两个关键节点，采用ANSYS有限元软件对其进行建模和有限元模拟分析。按照理想弹塑性模型选用材料模型，按solid45选用梁柱单元，如图3所示。

图3?底层关键节点应力云图

底层关键节点的等效应力最大值约217?MPa，在挑梁与钢柱连接的应力集中部位出现，不超过钢材的屈服应力，中间层关键节点应力云图如图4所示。中间层关键节点的von Mises 最大应力约210?MPa，在钢梁与贯通隔板连接的应力集中部位出现，且不超过 钢材的屈服应力。

图4?中间层关键节点应力云图

8?结束语

该景观塔结构由大开洞不连续楼板、构件不连续被间断、斜柱和转换层等不规则构件构成。针对以上超限情况和设计过程中的关键技术难点，在设计中采用相应的应对措施。

通过计算分析，验证了景观塔结构抗震措施的有效性，符合规范要求，能够实现既定的抗震目标。