东南大学成贤学院土木工程系
东南大学土木工程学院
概括
观光塔以其较高的结构高度和细长的造型，极大地提高了游客的观赏体验，同时也给结构设计带来了巨大的挑战。 结合某复杂的高层观测塔工程，介绍了观测塔钢结构设计的特点和难点。 瞭望塔总高度204.4m。 主要由裙房、主塔体、塔身和塔顶游乐设备四部分组成。 其功能包括商场、物业、旋转餐厅、观光平台、游乐设施等。 钢塔主体结构由钢材制成。 结构为圆筒结构。 筒体由钢管混凝土柱和钢支架组成。 它的平面是八角形的。 共布置8根钢管混凝土柱。 沿八边形外围垂直布置跨层X形支撑，作为主要的侧向力抵抗系统。 。
在介绍总体结构体系和功能分布的基础上，根据结构各部分的特点和难点，详细阐述了结构设计方案。 观光塔主体结构高宽比较大，且塔体直径较大、位置较高，放大了大高宽比的负面影响。 针对这一特点，在塔的底部设置了4个支腿支撑桁架，并通过对比分析确定了支腿支撑桁架与钢柱连接点的标高位置，有效降低了塔身的不利影响。观测塔主塔结构高宽比大； 针对楼板大开口导致刚度减弱的问题，在楼板内设置水平钢支撑，与楼板钢梁结合形成全长桁架，抵抗水平侧向力； 塔楼底层设置转换桁架层，实现塔楼的大尺寸化。 悬挑、悬臂桁架构件均采用H型钢； 为了将航天飞机游乐设备有效地锚固在观测塔顶部，在航天飞机支架底部设置了转换桁架，将荷载直接传递到塔外管钢管混凝土柱上； 旋转餐厅设备采用特殊钢梁支撑。 采用变桁架高度和变截面高度梁，解决旋转设备高度引起的结构高差问题。
利用有限元软件对观测塔结构进行模态分析、风荷载和地震作用分析、结构变形及受力分析，并对底部支腿支撑桁架、裙座等结构中的关键节点进行细化连接节点。 有限元分析。 分析结果表明：结构振型和周期、结构在风荷载和地震作用下的横向变形、结构竖向变形以及杆件承载力计算均满足规范要求； 铸钢节点完全在弹性范围内，满足设计要求； 风荷载是观测塔结构设计中的控制荷载，地震效应影响较小。
0 前言
近年来，旅游业蓬勃发展。 人们在欣赏自然美景的同时，也在不断寻求更高层次的观赏体验。 在此背景下，一大批旅游项目拔地而起，其中大型观光塔就是典型代表。 此类建筑结构具有高度高、外观修长、功能设施多等特点。 高度可达数百米。 其功能包括旅游、娱乐、购物、休闲餐饮等，往往是当地的标志性建筑。 因此，观测塔的结构设计相对复杂。 除了安全、经济之外，还需要综合考虑与附属功能设施的衔接等，这提出了很大的挑战。
本文结合某复杂高层观景塔钢结构工程详细介绍了该类结构的设计方法，对结构选型、塔体大悬挑、航天飞机游乐设备锚固及节点设计等关键问题进行了阐述，并给出了相关结构设计建议。
1 项目概况
该项目位于内蒙古满洲里市。 塔楼总高度204.4 m，其中航天飞机设备高度51 m。 结构总高度为153.4 m。 地下一层，层高5.2m。 地上25层。 除3层层高6.525m、25层层高4.6m外，其余层高均为6.2m。 项目功能包括商场、物业、旋转餐厅、观光平台、游乐设施等，总建筑面积19143平方米。 架构效果如图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。 筒体由钢管混凝土柱和钢支架组成。 其平面呈八角形，共有8根钢管混凝土柱沿八角形外围呈跨层X形垂直排列。 支撑是主要的抗侧力系统。 基础采用筏板基础，基础采用素混凝土刚性桩复合基础设计方案。 本项目地下室为混凝土框架结构。 结构底部0.0～24.8m（1～4层）范围为商场及物业办公区域。 其结构形式采用钢框架结构。 中层（5至20层）主要为交通空间。 核心筒区域设有2个疏散楼梯和6部高速电梯。 124至148.8m为塔所在楼层（21层至24层）。 除塔楼底层为改建桁架层外，其余三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和换乘桁架层（用于支撑顶部游乐设施）。 其结构三维图如图2所示。
图2 结构三维图
拟建工程场地抗震设防烈度为6度，设计基本地震加速度为0.05g，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，抗震设防分级标准为丙类，地面粗糙度类别为乙类，结构设计参考期为50年，安全等级为二级，结构重要系数为1.0。
2 结构特点及措施
1）主塔高度大。 若不考虑底层裙房，主体结构高宽比为153.4/16.5=9.3。 同时，结构的平面尺寸变化不均匀。 塔平面宽度为16.5m，塔平面为直径40m的圆。 抗风计算中，塔筒部分风荷载产生的剪力约占整体结构风荷载作用下总剪力的45%，而塔筒部分风荷载产生的倾覆弯矩约占整体结构风荷载作用下总剪力的45%左右。塔架约占风荷载下总倾覆弯矩的58%。 这是因为塔架位置较高，挡风玻璃面积较大，因此风荷载较大，对结构影响较大。 可以说，当结构高宽比较大时，塔楼的存在放大了“大长宽比”的负面影响。
为了减少大展弦比的不利影响，塔楼底部设置了4个支腿支撑桁架，如图3所示。每个支腿桁架分别与5层和6层的2根钢管混凝土柱连接。分别。 。 支腿桁架与钢柱连接点的标高对支腿桁架所能发挥的作用影响很大。 设计阶段，比较了支腿桁架与钢柱连接点处于不同位置时支腿桁架的倾覆弯曲力。 力矩与总倾覆弯矩之比如表1所示。可以看出，随着支撑点位置的增加，支腿桁架分担的倾覆弯矩不断增大。 考虑到支腿支撑对建筑造型的影响，支撑点位置最终选定为5层和6层。
图3 支腿支撑桁架布置
另外，鉴于观测塔结构底部应力较大，本工程采用φ1250钢管混凝土，并对塔身下部竖向支撑进行适当加密。
表1 支腿桁架与柱连接位置对比
2）核心管底板开口较大。 中层（5至20层）典型平面图如图4所示。核心筒内有6个电梯井和2个楼梯。 楼面开口面积约98平方米，超过相应建筑面积（68平方米）的30%。 地板上的大开口导致地板的面内刚度大大降低。 对于这种结构，核心管底板可视为管体的“加强筋膜”。 其强度和刚度对于塔架的稳定性非常重要。
图4 核心筒楼板结构布置m
针对核心筒楼板开孔面积大的特点，本工程在楼板内布置水平钢支撑，与楼板钢梁结合形成抵抗水平侧向力的全长桁架。 另外，楼板上的钢梁经过适当加强，布置为“井字形梁”。 梁与梁、梁与柱之间的连接均为刚性连接。
由于本工程竖向支撑采用跨层X型中心支撑，根据规范：在支撑与梁的交汇处，应在梁的上下翼缘处设置侧向支撑。 因此，该结构在侧框梁中部设置了系结点，如图4所示。由于楼梯洞口的存在，楼梯的外框梁不能直接从内侧系结，因此两根专门设置横向平面桁架，为钢梁与支撑的交点提供横向拉杆，保证跨层支撑的整体稳定性。
3）塔有一个大悬挑。 该塔共4层，距核心筒悬臂长度11.75 m。 设置21层钢桁架传递层塔形钢结构，22层至24层周围布置24根全长钢柱，将荷载传递至21层钢桁架。 变换层。 转换桁架的典型布置如图5所示。桁架高度在悬臂根部为6.2 m，在悬臂端部为5.58 m。 悬臂桁架构件均采用H型钢，桁架节点均采用刚性连接。 典型构件截面如表2所示。
图5 塔筒转换桁架标高m
表2 塔筒转换桁架主要构件截面mm
4）航天飞机游乐设备锚定。 航天飞机游乐设备高度为51 m，在结构顶部153.4 m处与主体结构连接。 航天飞机塔平面为正八边形，平面宽度为2.35 m。 三维航天飞机设备如图6所示，在风载荷作用下，航天飞机底座除了传递风载荷剪力外，还承受塔架在风载荷作用下产生的倾覆弯矩，这种弯曲力矩主要由拉、压形成的力偶来抵抗。 经计算，航天飞机设备的重力载荷约为59 kN/柱，风载荷作用下航天飞机支架的最大垂直力为1 057 kN/柱。 此外，航天飞机底座还必须具有足够的抗变形能力。 考虑到设备高度为51 m，底座的微小旋转角度会放大航天飞机顶部的位移，造成不利影响。 因此，航天飞机设备与主体结构的连接需要足够的强度和刚度，其结构设计提出了一定的挑战。
图6 航天飞机塔架支撑三维示意图
相关文献总结了天线与主塔结构连接的两种方法，即插接方案和桁架转换方案。
插入式解决方案是将天线结构（对于该结构为航天飞机设备）的钢柱直接插入到混凝土芯管中。 天线的弯矩由内管逐渐转换到外管。 结构设计、施工安全可靠。 但这种结构是钢筒结构，内部没有混凝土或钢芯管，内部只有结构升降柱，无法承受航天飞机设备的载荷。
桁架转换方案是通过位于航天飞机支架底部的转换桁架层将荷载直接传递到塔的外圆柱钢管混凝土柱上，具有刚度高、变形小的特点。 为避免桁架结构层对建筑功能布局产生过大影响，结构设计将转换桁架层与电梯机房巧妙结合。 即主承重桁架置于电梯机房侧壁上，航天飞机由副桁架支撑。 座椅载荷转移到主桁架上，其结构布置合理，同时充分利用空间。 因此，本项目设计采用桁架转换方案，转换桁架层布置如图7所示。
图7 航天飞机改装桁架平面图m
5) 对旋转平台进行特殊处理。 观景塔结构在塔的二层和三层设有旋转餐厅，外径分别为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、阻燃板框架、导轨板、支撑轮和预埋件等，平台通过导轨支撑在支撑轮上，由电机驱动实现旋转。
由于旋转设备支架数量较多且间距较小，结构设计时需要在支撑轮相应位置设置专用钢梁，以达到支撑目的。 根据旋转设备的需要，以塔楼二层旋转餐厅为例，在直径分别为31.4 m和36.7 m处设置一圈钢梁，通过焊接与支撑轮连接。连接器。
值得注意的是，结构设计时应预留一定的平台设备高度。 塔楼二层旋转地面与普通地面建筑高差为450毫米。 考虑到混凝土板厚度为150毫米，设备高度为320毫米，旋转平台钢梁与非旋转楼板钢梁顶部高差为620毫米。 塔楼三层旋转地面与普通地面标高一致，因此钢梁顶部高差为170毫米。 常见的处理方法是将局部次梁与主梁采用搁架方式连接，以实现结构钢梁的高差。 本项目结构与塔楼二层旋转餐厅的改建桁架相结合。 通过改变桁架高度（6.2~5.58 m），旋转餐厅内钢梁标高降低了620 mm（图5）。 在塔楼第三层，通过设置变截面高度梁，即梁高分别为1000毫米和830毫米，实现标高降低170毫米的要求。 变截面节点的方法如图8所示。
图8 塔楼三层旋转平台钢梁节点方法
3荷载与效应
在结构计算中，考虑的荷载包括钢结构自重、恒载、活载、风荷载、温度效应和地震效应。 观测塔钢结构自重由程序自动计算。 其他设计荷载参照GB 50009-2012《建筑结构荷载规范》取值如下。
1) 恒载主要由楼面荷载和墙体荷载组成。 典型荷载值为：混凝土楼板5.0 kN/m2，花纹钢板楼板1.0 kN/m2，塔楼装饰格栅0.6 kN/m2。
2）活荷载根据相应楼层功能确定。 典型荷载为：人员密集的商场、观光楼层为3.5 kN/m2，屋顶（无人居住）为0.5 kN/m2。 设备负载根据制造商的数据确定。 。
3）风荷载值严格按照规范执行。 基本风压为50年重现期风荷载标准值（0.65 kN/m2）（0.715 kN/m2）的1.1倍。 地面粗糙度为B级。 风荷载类型系数分阶段设定。 裙房和塔身分别按平面长方形和八角形封闭房屋的规定设置。 塔体形状系数保守设定为1.2。 风压高度变化系数按规范插值，风振系数按规范第8.4.3条相关规定计算。 本次计算考虑了0°、45°、90°三个风向角，基本覆盖了结构最不利的角度。
4) 按100年重现期计算，基本雪压为0.35 kN/m2。
5）温度效应考虑钢结构的约束温度为5～15℃，结构的最大温升为30℃，结构的最大冷却为-50℃。
4 结构分析
采用SAP2000有限元软件对观测塔钢结构进行建模与分析。 该模型包括裙楼和地下室。 计算中考虑了P-Δ效应。 三维结构模型如图2所示。
4.1 模态分析
根据GB 50011-2010《建筑抗震设计规范》：振型数一般可取振型参与质量达到总质量90%所需的振型数。 该项目经过多次试算，取得了前3000种振动模式。 计算结果如表3所示，群众参与系数超过90%，满足规范要求。
表3 钢结构自振周期及其模态质量参与系数
注：Ux、Uy、Uz 分别表示 x、y、z 三个方向的平移； Rx、Ry、Rz分别表示x、y、z三个方向的旋转。
结构的前三振型如图9所示。由于塔体为对称结构，第一振型和第二振型的周期基本相似。 振动模态都是整体在水平方向的平动运动，第三种振动模态是整体的扭转运动。 。 结构以扭转为主的第三模态周期T3与以平移为主的第一模态周期T1之比为T3/T1=0.48
a——第一振型，平移T1=4.1928 s； b——第二振型，平移T2=4.1753 s； c——第三振型，扭转T3=2.0038 s。
图9 结构一阶至三阶振动模态
4.2 风荷载下的结构分析
根据GB 50135-2019《高耸结构设计规范》3.0.10-3的相关规定，在风荷载动力作用下，当塔内有旅游设施或有人值守时，振动加速度幅值塔身处不应大于200mm/s2。 根据业主提供的条件，在计算舒适度时，风速取6级。附加条件是“接待游客的高耸结构在风荷载较大、强风时可以对游客关闭”。无需考虑风（超过 7 级）。” ）、塔楼处水平加速度（舒适性要求）的限制。”因此，本次计算的风速是按6级风计算的。经计算，塔楼在6级风下的水平位移为69.6毫米，结构自振周期T1=4.1928 s，计算得到塔塔振动加速度幅值为
mm/s22，满足舒适度要求。
在风荷载作用下的结构变形计算中，选用以风荷载为主成分的标准荷载组合（1.0常数+0.7主动+1.0风+0.6×温度效应）。 结构顶点水平位移Δu/H计算结果如表4所示。其中，x向风荷载控制荷载标准组合下，塔顶水平位移值最大，其值为 446 毫米，小于规格限值 H/75（2045 毫米）。
表4 以风荷载为主的标准荷载组合下顶点水平位移
4.3 地震作用下的结构分析
采用SAP 2000有限元软件对该工程结构进行整体反应谱地震计算，并作为地震作用条件参与荷载组合。 选择以地震作用为主的标准荷载组合（1.0常量+0.5主动+1.0地震作用）进行地震作用下结构变形验证。 计算得到的结构顶点水平位移Δu/H如表5所示，均满足规范1/ 100极限要求。
表5 以地震作用为主的标准荷载组合下顶点水平位移
4.4 结构变形及杆件承载力计算
1.0D+1.0L工况下结构的竖向变形如图10所示。最大挠度点位于裙房二层浴室地板处，其值为71.3 mm。 减去支架挠度和预拱顶挠度后的值为42.6毫米。 钢次梁跨度为15.418 m。 根据GB 50017-2017《钢结构设计标准》规定，挠度限值为1/250，即[Δu]=15418/250=61.7毫米>42.6毫米，挠度满足要求。
图10 结构整体竖向变形（1.0D+1.0L）mm
转换桁架的最大挠度点位于悬臂最远端，其值为49.6 mm。 悬臂根部钢柱整体竖向变形为33.7毫米，转换桁架在1.0D+1.0L工况下的挠度值为15.9毫米。 转换桁架悬挑长度为11.575 m，挠度极限为L/400，即[Δu]=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，各构件应力比均满足规范要求。 大部分构件的应力比在0.7以下，结构具有一定的安全冗余度。 其中，钢管混凝土的校核按照GB 50936-2014《钢管混凝土结构技术规范》第5章的方法进行。 该方法采用统一强度理论，将钢管与混凝土组成的构件视为一种新型复合材料。 综合性能指标和构件的整体几何参数来计算构件的承载能力。 计算得出钢管混凝土柱构件最大应力比为0.888，满足要求。
图11 应力比分布直方图
5个关键节点
观测塔结构底部的支腿支撑桁架的弦杆在末端相交，形成钢框架。 该节点起到连接支腿桁架与裙房的作用，其连接性能对支腿桁架的功能影响很大。 为了保证桁架端部的安全，并考虑到该节点受力复杂，相交构件较多，此处采用铸钢节点作为相交节点。 根据JGJ/T 395-2017《铸钢结构技术规范》中可焊铸钢件的选材要求，G20Mn5铸钢材料适用于工作环境温度低于-20℃的多管节点。 因此，本项目要求铸钢件材质为G20 Mn5QT，材质号为1.6220。
使用AutoCAD和Solid Works建立节点实体模型，如图12所示。为了避免杆件相交处应力集中，在杆件相交处创建倒角。 采用ABAQUS有限元软件进行分析。 结构中铸钢节点位于钢管混凝土柱的顶部。 为了便于节点连接，铸钢件底部设置为半球，连接时与钢管混凝土柱顶板焊接。 为了验证柱顶板厚度是否满足局部承压要求，有限元分析时将端板和铸钢节点一起计算分析。
图12 铸钢节点三维模型
有限元模型采用两线钢本构模型。 为了提高网格的边界适应性，采用四面体单元进行网格划分。 划分网格时，控制单元的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分支和分支。 在有限元模型中，将主分支端部设置为固定端，分支端部完全自由，并在分支端部施加相应的载荷。
分析时采用静力分析步骤，考虑几何非线性； 由于节点区域的应力较为复杂，因此采用von Mises屈服条件来判断节点是否失效。 从节点应力云图13可以看出，模型中最大应力点出现在端板底部，最大Mises应力为298.5 MPa； 铸钢节点最大米塞斯应力为279 MPa，小于铸钢材料强度设计值，节点大部分区域米塞斯应力在80 MPa左右，节点完全在弹性范围内，满足设计要求。
图13 铸钢接头von Mises应力云图 MPa
六，结论
这座观光塔具有功能复杂、造型美观的特点，在结构设计上存在很多困难。 为此，介绍了观测塔结构设计中的特殊问题和措施，并对荷载取值、计算分析结果以及关键节点的有限元进行了阐述。 主要结论如下：
1）该观光塔的结构采用了钢结构缸的形式，具有简单的形式和清晰的力传输。 根据该观光塔的结构特征采取的措施可以有效地改善结构的总体强度，刚度和稳定性。
2）风载是观测塔的结构设计中的受控负载，地震效应的影响很小。
3）观察塔的计算和分析结果表明，该结构具有足够的轴承能力，并满足相关规格所需的各种指标。
资料来源：Liu Meili，Zeng Shaoru，Fan Shenggang。 复杂高层观测塔钢结构的分析和设计[J]。 钢结构（中文和英语）塔形钢结构，2021，36（2）：56-63。
doi：10.13206/j.gjgs20080502
