海口融创观光塔结构设计
李强 赵凯 韩娜娜 孙绍东 宋静贤. 海口融创观光塔结构设计[J]. 建筑结构，2021，48（22）：32-36.
LI Qiang ZHAO Kai HAN Nana SUN Shaodong SONG Jingxian. Structural design of Haikou Rongchuang Sightseeing Tower[J]. Building Structure，2021,48（22）：32-36.
0 引言
高耸结构普遍造型复杂，高宽比较大，受力特性与普通混凝土结构有着很大的差别[1,2,3,4,5,6],验算设计标准有其特殊性，而高耸钢结构由于自重较轻，其动力特性又与高耸混凝土结构有较大差异[7,8]。本文结合海口融创观光塔钢结构项目，对高耸钢结构的受力性能进行分析。
1 工程概况
海口融创观光塔建筑总高度约为88m, 建筑面积约为751m2,核心筒直径约为10.8m, 外附钢管交叉网格。本项目内部设置有两个电梯井、一部剪刀梯以及风井、水井、强弱电井等。顶部塔冠部分设有观景平台以及花朵造型塔冠。建成后观光塔整体效果见图1,整个建筑采用仿棕榈树造型，顶部塔冠为椰子造型，塔身由变色的交叉网格环绕，模拟棕榈表面的质感。
图1 海口融创观光塔整体效果图
2 结构分析与设计
2.1 主要荷载作用
荷载工况主要包括恒荷载、活荷载、风荷载、地震作用和温度作用，各项荷载的取值如下。
恒荷载(D):自重由STRAT软件程序自动计算；其他恒荷载根据实际情况取值。
活荷载(L):观光平台荷载2.5kN/m2,顶部消防水箱吊挂荷载10kN/m2。
风荷载(W):基本风压为0.75 kN/m2(50年一遇)。
地震作用(E):根据《建筑抗震设计规范》(GB 50011—2010)(2016年版)(简称抗震规范),本工程抗震设防烈度为8度，设计基本加速度为0.30g,设计地震分组为第二组，场地类别为II类，场地特征周期为0.40s。水平地震影响系数最大值0.24。地震作用采取振型分解反应谱法，多遇地震作用下结构阻尼比取0.02。本工程计算X,Y向水平地震作用(考虑双向地震)及Z向竖向地震作用下结构的周期、位移以及应力比。
温度荷载(T):温度作用考虑升温20℃,降温20℃两个工况；本地区最低气温10℃,最高气温37℃。预估钢结构合拢温度20℃。
2.2 设计准则
工程结构的安全等级为二级，结构重要性系数为1.0。综合考虑结构的安全性与经济性，确定构件应力比的控制原则为：所有构件的应力比不大于0.85,主受力构件应力比不大于0.80。
3 结构方案
结构设计方案有两种。方案一采用钢管柱、环形桁架及钢梁的受力体系，核心筒由7根钢管柱组成；方案二塔身采用交叉网格结构，用网格作为整体结构的支撑体系。
方案一与方案二的主要区别在于塔身的结构布置，两个方案塔冠的设计思路是一致的。
3.1 方案一核心筒结构布置
观光塔建筑外形呈对称分布，观光塔入口有大堂，考虑建筑空间因素需要抽掉入口大堂位置的柱子，故结构为非完全对称形式，观光塔核心筒模型图如图2所示。钢柱均为圆钢管，入口大堂两侧钢柱管径1 200mm, 壁厚60mm, 向上壁厚依次减小为50,25,20mm; 其他钢柱管径1 200mm, 壁厚50mm, 向上壁厚依次减小为35,25,20mm; 钢管柱共有7根，均采用Q345B钢材。
图2 观光塔核心筒 模型图
图3 塔身标准层结构 平面布置图
图4 环形水平支撑桁架加强层 结构平面布置图
塔身标准层结构平面布置图如图3所示，钢构件均采用矩形管截面，与钢柱相连的环形梁截面为500×300×16×25;核心筒内部主梁截面为500×300×20×30;钢构件均采用Q345B钢材。
为满足结构计算要求，结合建筑层高，沿纵向每隔14.26m设置环形水平支撑桁架加强层(图4),布置有内部加强桁架HJ1b, HJ2b, HJ3b, HJ4b, HJ5b以及外圈环形桁架HHJb。加强层外圈环形桁架HHJb展开示意图见图5,上下弦采用矩形管，截面为400×300×12×20,腹杆采用矩形管，截面为200×200×8×8。环形桁架内部设置的加强桁架，上下弦采用矩形管，截面为500×300×14×20,腹杆采用矩形管，截面为200×200×8×8。
图5 外圈环桁架HHJb展开示意图
3.2 方案二交叉网格结构布置
交叉网格结构作为一种新型的高层结构受力体系，其结构由竖向网格拼合而成，具有良好的空间受力性能[9,10],其造型美观多样，网格单元可由钢管构件实现，适用于本项目观光塔的结构布置。
方案二考虑幕墙外龙骨为交叉网格造型，本身具有较大整体刚度，主体结构结合幕墙造型构建交叉网格承受竖向及水平作用，内部结合建筑楼层布置，沿纵向每隔14.26m设置一道环形水平支撑桁架提高网格筒内部刚度。外交叉网格采用ϕ500×25圆钢管截面，观光塔交叉网格模型图见图6,塔身在有平台位置布置平台梁，在顶部位置设置环形桁架承托塔冠转换钢柱，实现与方案一相同的结构布置。
图6 观光塔交叉 网格模型图
3.3 塔冠的结构布置
观光塔顶部塔冠部分设有观景平台以及花朵造型塔冠，花朵造型塔冠的模型图见图7。
图7 花朵造型塔冠 模型图
塔冠钢构件均采用Q345B钢材，主龙骨采用矩形管，截面360×200×10×10,370×200×12×12,350×200×10×10;次龙骨采用矩形管，截面为100×100×5×5。标高83.730m处桁架上下弦与塔冠主龙骨连接杆采用矩形管，截面为300×200×10×10。
花朵造型下设置有棕榈叶造型，棕榈叶主龙骨采用矩形管，截面为250×150×8×8,次龙骨采用矩形管，截面为150×150×8×8。棕榈叶根部与钢梁连接，在标高75.800m处棕榈叶与钢桁架下弦杆连接，连接杆采用矩形管，截面为250×150×8×8。
4 整体计算结果
本工程主要采用佳STRAT通用建筑结构软件进行建模分析设计，以SAP2000软件进行分析辅助验算。现对两个结构方案的STRAT分析结果进行介绍。
4.1 周期
4.1.1 方案一
方案一的结构周期见表1,结构的第1,2,3阶振型周期分别为3.30,2.97,1.67s, 第3周期开始出现扭转效应，周期比T3/T1为0.51,观光塔结构的抗扭刚度强，结构体系布置合理。
4.1.2 方案二
方案二的结构周期见表1,结构的第1,2,3阶振型周期分别为2.53,2.52,0.92s, 第3周期开始出现扭转效应，周期比T3/T1为0.36,观光塔结构的抗扭刚度强，结构体系布置合理。
两个方案的结构周期/s 表1
方案 |
T1 | T2 | T3 | T4 | T5 |
方案一 |
3.30 | 2.97 | 1.67 | 1.62 | 1.61 |
| (Y向平动) | (X向平动) | (扭转) | (扭转) | (扭转) | |
方案二 |
2.53 | 2.52 | 0.92 | 0.61 | 0.59 |
| (Y向平动) | (X向平动) | (扭转) | (扭转) | (扭转) |
由表1可以看出，两个方案的1阶振型均为Y向平动，2阶振型均为X向平动，结构方案均比较合理，方案二交叉网格结构周期更小、刚度更大，由于无需考虑塔底门口抽柱的影响，结构可以对称布置，X,Y向平动周期几乎相同，结构布置更有优势。
4.2 水平荷载作用下位移
采用STRAT软件对两个结构方案分别在小震和50年一遇风荷载作用下的变形进行计算，得到了位移以及位移角计算结果。
4.2.1 方案一
小震作用下X向结构水平位移见图8(a),Y向结构水平位移见图8(b);风荷载作用下X向结构水平位移见图9(a),Y向结构水平位移见图9(b)。小震作用下最大水平位移分别为X向185.481mm, Y向210.162mm, 弹性层间位移角分别为X向1/474,Y向1/419;风荷载作用下最大水平位移分别为X向129.483mm, Y向155.396mm, 弹性层间位移角分别为X向1/680,Y向1/566。
图8 方案一地震作用下结构 水平位移/mm
图9 方案一风荷载作用下结构 水平位移/mm
根据位移计算结果，方案一的结构布置满足抗震规范对多高层钢结构规定的1/250弹性层间位移角的限值要求，可判定结构设计合理，结构方案可行。
4.2.2 方案二
小震作用下X向结构水平位移见图10(a),Y向结构水平位移见图10(b);风荷载作用下X向结构水平位移见图11(a),Y向结构水平位移见图11(b)。小震作用下结构最大水平位移分别为X向145.003mm, Y向145.307mm, 弹性层间位移角分别为X向1/607,Y向1/606;风荷载作用下的结构最大水平位移分别为X向97.063mm, Y向98.162mm, 弹性层间位移角分别为X向1/907,Y向1/896。
图10 方案二地震作用下结构 水平位移/mm
图11 方案二风荷载作用下结构水平位移/mm
根据计算结果，方案二的结构布置也可以满足抗震规范对多高层钢结构规定的1/250弹性层间位移角的限值要求，可判定结构设计合理，结构方案可行。
4.3 竖向变形
方案一在D+L工况作用下结构最大竖向位移为76.640mm, 方案二在D+L工况作用下结构最大竖向位移为33.794mm。两个方案的竖向变形均满足观光塔的使用要求，并且不影响电梯的安装使用。
4.4 构件验算控制标准
为让周期及位移计算具有可比性，两种方案杆件应力比及稳定验算根据设计经验值均控制在0.85以下。两种方案杆件长细比按照抗震规范中有关钢构件长细比限值的要求均控制在65.09以下。
4.5 舒适度验算
观光塔结构高度较高，高宽比较大，需对风荷载作用下的舒适度进行验算。
根据《建筑结构荷载规范》(GB 50009—2012)附录J,公式如下：
aD⋅z=2gI10ωRμsμzBzηaBmaD⋅z=2gΙ10ωRμsμzBzηaBm
式中：aD·z为高层建筑z高度顺风向风振加速度，m/s2;g为峰值因子，可取2.5;I10为10m高度名义湍流度，对应A,B,C和D类地面粗糙度，可分别取0.12,0.14,0.23和0.39;ωR为R年重现期的风压，kN/m2;B为迎风面宽度，m; m为结构单位高度质量，t/m; μz为风压高度变化系数；μs为风荷载体型系数；Bz为脉动风荷载的背景分量因子；ηa为顺风向风振加速度的脉动系数。
方案一顺风向风振加速度为0.167m/s2,方案二顺风向风振加速度为0.156m/s2,均能满足《高层民用建筑钢结构技术规程》(JGJ 99—2015)表3.5.5针对办公、旅馆0.28m/s2的限值要求。
5 两个结构方案的对比分析
从周期、变形的计算结果可知，方案二的空间交叉网格方案整体刚度更大，结构布置更加合理，从用钢量上来看，方案一未考虑幕墙外龙骨，模型统计用钢量为956t; 方案二交叉网格可作为幕墙支撑，模型统计用钢量为1 147t, 虽然幕墙龙骨用钢量会少一些，但是总体用钢量仍会比方案一多。方案一施工方便，外围的网格造型由幕墙二次施工，方案二交叉网格需要三维空间找形，施工难度大，施工周期长。
考虑工期以及成本等多种因素，经过综合对比，方案一性价比更高。本工程已按照方案一施工完成并于2017年投入使用，经历多次台风的考验，证明了其结构布置方案是合理的。
6 结语
本文介绍了融创观光塔的两个可行的方案。方案一为传统的梁柱受力体系，其传力路径明确，便于加工安装，在造型简单的观光结构中优势明显；方案二的交叉网格方案作为一种新型钢结构布置形式，其整体受力性能好，布置美观，但需三维找形，加工安装难度大， 可用于复杂造型的观光塔结构。通过对两个方案进行分析研究，证实两个方案都是可行方案，但方案一性价比更高。
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