復雜形體超高鋼結構電視塔抗震性能分析研究

李春祥， 汪英俊， 鐘秋云， 秦季標

(1.上海大學 土木工程系，上海 200072;2.上海浦橋工程建設監(jiān)理有限公司，上海 200090)

1 工程簡介

近年來，隨著廣播、電視、通訊等事業(yè)的迅猛發(fā)展，我國相繼建成了一系列體型新穎的大型多功能現(xiàn)代超高電視塔。這些現(xiàn)代超高電視塔除了提供廣播電視發(fā)射的主要功能，同時還具備了旅游觀光、休閑娛樂等功能，實際上是一個城市的標志性建筑和地區(qū)的象征。例如，位于上海陸家嘴商業(yè)區(qū)的高468 m東方明珠電視塔［1]和高610 m 廣州新電視塔［2]。從結構形式看，現(xiàn)代超高電視塔融入了高層建筑的特點，往往在頂部設有樓層，是一種綜合性的超高高層－高聳建筑。超高高層－高聳建筑由于質量和剛度存在突變，高寬比較大，平面與豎向不規(guī)則性等特性使其在風和地震作用下的動力響應很強烈?，F(xiàn)代超高電視塔設計過程中追求個性化的設計思想，體系日趨多樣性、建筑平面布置與豎向體型也越來越復雜，因而受力狀況表現(xiàn)出復雜性和不確定性。這些重大復雜形體建筑給結構抗震抗風分析與抗震抗風設計帶來了許多新的問題。

擬建寧夏電視塔(NXTVT)(高320 m)造型獨特、建筑形體復雜。NXTVT不僅代表寧夏，而且還表征著技術、藝術、創(chuàng)新、人民、環(huán)境、個性 (Technology、Art、Innovation、People、Environment、Identity，TAIOEI)。NXTVT體型呈現(xiàn)底部小、上部大、中部略呈細腰形且設計有三段樓層共計28層的花瓶狀形體，其立面示意圖如圖1所示。結構上部最大外圍尺寸為118.4m，中間最小外圍尺寸為33.4m，柱腳處外圍尺寸為46.5 m。結構方案I:鋼框架－支撐內筒體系。外框架共設有6根弧形外柱，其中每2根由巨型桁架連接成一組，在71 m、148 m、222 m高分別設置6根拉索連接內筒和6根外柱。NXTVT樓層段位置:第一段樓層(下部)位于20 m至32 m處，共4層;第二段樓層(中部)位于79 m至107 m處，共8層;第三段樓層(上部)位于156 m至216 m處，共16層。第一段樓層和第二段樓層間的透空區(qū)高為47m，第二段樓層和第三段樓層間的透空區(qū)49 m高。在有樓層處，外柱與內筒通過鋼梁、鋼桁架相連，樓板采用壓型鋼板組合樓板;而在透空區(qū)，外柱與內筒無連接，僅靠外柱和內筒的各自自身剛度形成結構抗側剛度。

根據結構的平面、立面布置及結構體系，該結構具有以下幾個特征:① 結構高寬比H/B=216 m/46.5 m=4.65，滿足我國《建筑抗震設計規(guī)范》8.1.2 條關于鋼結構民用房屋最大高寬比的要求;② NXTVT建筑平面形狀呈Y型，如圖2所標注，凹進尺寸與該方向投影總尺寸之比 =27.98/73.42=0.381 ＞0.3，由《建筑抗震設計規(guī)范》3.4.2條“結構平面凹進的一側尺寸，大于相應投影方向總尺寸的30%”可以判定該結構體系屬于平面不規(guī)則類型中的凹凸不規(guī)則;③ NXTVT第三段樓層的內柱落在轉換桁架(156 m高度)上，豎向抗側力構件的內力由水平轉換構件向下傳遞，出現(xiàn)高位轉換層。由《建筑抗震設計規(guī)范》3.4.2條可以判定該結構體系屬于豎向不規(guī)則中的豎向抗側力構件不連續(xù);同時，該結構兩段透空區(qū)會引起結構側向剛度的明顯變化。④ NXTVT立面從大－?。蟪叽绲淖兓?，且上部樓層數(shù)量多、質量大，質量多集中結構上部，對抗震不利。從概念分析知，此建筑形體和樓層布置在地震作用下的傾覆力矩大于總質量、高度相等但質量均勻分布的建筑形式［3]。

圖1 NXTVT立面圖Fig.1 Elevation view of NXTVT

圖2 NXTVT有樓層處典型平面圖Fig.2 Typical plan view of NXTVT

圖3 NXTVT的ANSYS三維模型圖Fig.3 ANSYS model of NXTVT

圖4 抗震分析坐標系Fig.4 Coordinate system for seismic analysis

當前，國內結構計算軟件主要分為專業(yè)軟件和通用軟件兩大類，專業(yè)軟件對豎向剛度分布均勻的結構計算結果良好。但是NXTVT形體復雜，專業(yè)軟件的計算假設多，有一定誤差。通用軟件ANSYS和SAP2000等是世界上頗有影響的大型通用有限元分析軟件，可完成大型復雜幾何結構的靜力分析、模態(tài)分析、瞬態(tài)動力分析和譜分析等。例如，文獻［4，5] 基于通用軟件ANSYS和SAP2000分別對331 m的武漢國際證券大廈、388 m的河南省廣播電視塔進行了抗震分析。最近，文獻［6] 進行了大型超高鋼結構電視塔模擬地震振動臺試驗研究。考慮到NXTVT的樓層多達28層，功能定位非常傾向高層建筑，且結構形式新穎獨特，國內外罕見，因此，本文使用通用軟件ANSYS對NXTVT進行動力特性和抗震性能分析。同時，就結構固有頻率，將ANSYS計算結果與SAP2000計算結果進行比較。

2 建立NXTVT的ANSYS分析模型

NXTVT鋼材選用 Q345鋼，樓層混凝土標號為C40。NXTVT抗震性能分析時采用的重力荷載代表值取為1.0倍恒載+0.5倍活載，其中，恒載包括結構構件自重以及非結構構件質量等。經ANSYS計算，電視塔的總重力荷載代表值為460 240 KN。在ANSYS有限元模型中，梁柱采用Beam188單元;分析模型考慮樓面板彈性，因而采用shell63單元;質量塊采用Mass21單元;拉索采用Link10單元;桅桿梁柱采用Pipe16單元。整個結構有限元模型共計52 800個單元，63 350個節(jié)點，三維ANSYS有限元分析模型如圖3所示。塔身有樓層處典型平面圖如圖4所示;抗震分析時，x和z坐標系如圖4所示(注:本文Y軸為高度方向)。

3 NXTVT動力特性分析

3.1 結構的周期和振型

分析結構動力特性是了解結構的重要途徑，同時也是振型分解反應譜法的基礎。因結構中設有預應力拉索，所以在ANSYS中采用分塊Lanczos預應力模態(tài)分析方法。鑒于 NXTVT的復雜性，本文同時使用SAP2000建立了三維有限元模型，采用特征值向量法，以非線性靜力分析終態(tài)作為模態(tài)分析的初始狀態(tài)進行動力特性分析。ANSYS和SAP2000分析結果的前30階頻率列于表1。

表1 結構前30階自振頻率Tab.1 First thirty modal frequencies of NXTVT

圖5 耦合3D振型Fig.5 Coupled 3D mode shapes

表2 結構的第1－3和8階振型俯視圖Tab.2 vertical views of the first，second，third，and eighth mode shapes of NXTVT

由表1知:ANSYS和SAP2000計算結果非常接近，SAP2000計算得到的第一振型頻率為0.215 6 Hz，與ANSYS計算結果相差不到2%。由圖5和表2知:第1、2階為結構整體沿水平方向第一橫向振動;第3階為整體扭轉并伴隨一定的水平振動;第8階為3組巨型外柱的扭轉振動。

由表1－表2和圖5可得出如下主要結論:

(1)結構的基頻較低，第一振型頻率為0.212 1 Hz，周期4.715 2 s，反映結構的整體剛度較柔。

(2)結構以扭轉為主的第一自振周期Tt與以平動為主的第一自振周期T1之比值為3.776 6/4.715 2=0.800 9，扭平比小于 0.85［7]，滿足規(guī)范要求。

(3)結構沿x方向平動與z向平動周期相等，表明結構在x和z方向的抗側剛度相當。

(4)結構振型以平動振型為主，第一扭轉振型出現(xiàn)在第3階。

(5)表1的數(shù)據顯示，該結構高階振型的頻率密集，相鄰各階頻率相差不超過0.2 Hz，因而在對該結構進行抗震設計時，高階振型的影響不可忽視。最后，值得指出的是，本文中的Y向指的是結構高度方向，Y方向振型即豎向振型，主要出現(xiàn)在10階以后，與高層建筑結構的振型主要為水平振型的概念判斷是相符的。

3.2 振型參與系數(shù)

計算得到結構在各個方向上的振型參與系數(shù)如圖6所示。由圖6可知，X、Z方向上均為低階振型起控制作用，而Y方向上則第11、16、20、40階振型起控制作用。

圖 6 X、Y、Z、RotY 方向振型參與系數(shù)Fig.6 Participation factors of vibration modes

3.3 合理振型數(shù)目

為滿足振型分解反應譜法計算精度的需要，對振型求解提出了水平向振型質量參與系數(shù)之和超過0.9的要求。圖7的橫坐標為振型，縱坐標為振型參與質量/總質量。經試算，可以得到當參與質量達到90%時，需要的振型分別為16階(X方向)、16階(Z方向)?？紤]到該結構的豎向質量分布不均勻，在使用振型分解反應譜法時，截取前50階進行計算。從圖7可以看出，在取50階振型計算時，沿Y向的振型參與質量系數(shù)之和為78%，接近80%?？梢耘袛嗳?0階計算基本滿足考慮豎向振型的要求。為了進一步了解該電視塔豎向振型參與質量系數(shù)與振型階數(shù)的關系，在動力特性分析階段分別提取了100階和300階振型計算的結果，深入研究了豎向振型參與質量系數(shù)與擴展模態(tài)階數(shù)的關系，如圖8所示。從該圖可以看出，在階數(shù)增加至300階時，豎向振型參與質量系數(shù)之和與50階相比并無太大變化，僅從77.9%提高到83.9%。在考慮計算效率的前提下，在使用振型分解反應譜法時截取前50階進行計算足以充分考慮豎向地震作用。

圖7 振型參與質量系數(shù)Fig.7 Modal participating mass ratio

圖8 Y向振型參與質量系數(shù)Fig.8 Y-direction modal participating mass ratio

4 結構的振型分解反應譜法分析

NXTVT位于寧夏銀川市市區(qū)，抗震設防烈度為8度，50年超越概率為10%的設計基本地震水平加速度峰值為0.2 g，設計分組為第一組;場地類別屬Ⅱ類，為中軟場地土;建筑抗震設防類別:特殊設防類，簡稱甲類。在結構方案驗證階段，地震作用計算時抗震設防烈度按9度考慮。由該電視塔的場地類別和抗震設計分組，根據《建筑抗震設計規(guī)范》可查到該結構的特征周期為0.35 s;由抗震設防烈度可查得多遇地震水平地震影響系數(shù)最大值為0.32。多遇地震作用下結構的抗震性能分析時，其阻尼比取為0.02，根據文獻［8] 中5.1.5 條可計算得:γ =0.95，η1=0.024，η2=1.32，其中γ、η1、η2分別為反應譜曲線下降段的衰減指數(shù)、下降斜率調整系數(shù)、阻尼調整系數(shù)。

4.1 結構基底剪力和關鍵點處位移

本文分別進行了單向、雙向和三向振型分解反應譜法分析，振型組合采用CQC方法，方向組合采用SRSS遇合法則。單向、雙向和三向振型分解反應譜法得到的結構基底剪力與剪力系數(shù)列于表3。

表3 使用振型分解反應譜法得到的結構基底剪力與剪力系數(shù)Tab.3 Base shears and shear coefficients obtained using the response spectrum method

由表3知，結構最小基底剪力系數(shù)為0.054 81，大于《建筑抗震設計規(guī)范》規(guī)定的0.045，基底剪力系數(shù)值在正常范圍內，結構設計合理。在單向、雙向和三向地震作用下，結構在x和z方向上的底部剪力數(shù)值相差都較小，表明結構沿兩個水平主軸方向的抗側剛度大致相同;在選取了足夠多考慮豎向地震作用的模態(tài)階數(shù)后，雙向和三向地震作用下結構基底剪力相差不到1%，說明豎向地震作用對結構基底剪力的貢獻不明顯。

4.2 結構水平位移和層間位移角

本文中，水平方向取值比例是根據文獻［8] 中5.2.3條對雙向水平地震作用的規(guī)定，豎向地震作用組合則是參照文獻［8] 在動力時程分析時取0.65的建議。具體計算時，以x100、z100、y100分別表示沿 X、Z、Y方向的單向譜計算，x100 z085表示按文獻［8] 中式5.2.3 －7、x085 z100 表示按文獻［8] 中式 5.2.3 －8 雙向譜計算，x100 z085 y065、x085 z100 y065則在分別表示的基礎上組合了0.65倍的豎向地震，并稱100所在方向為主組合方向。

單向、雙向、三向譜分析得到的結構水平位移和層間位移角分別如圖9－圖10所示。由圖9－圖10可得出如下主要結論:

(1)沿X和Z方向的水平位移響應幾乎相同，表明沿X和Y方向的抗側剛度非常接近。

(2)結構變形以彎曲變形為主，位移隨高度增加持續(xù)增大。

(3)在有樓層處，結構剛度較大，層間位移角相對較小，例如第一段樓層處(高度20 m－32 m)，第二段樓層處(高度79 m－107 m)，第三段樓層處(高度156 m －216 m)。

(4)在無樓層處，結構抗側剛度較小，層間位移角隨高度增加持續(xù)增大，例如第一段透空區(qū)(高度32 m－79 m)，第二段透空區(qū)(高度107 m－156 m)。

(5)在有樓層段與無樓層段交接處，結構抗側剛度突變，相應地體現(xiàn)在層間位移角變化上，尤其是在156 m位置處，為結構的薄弱區(qū)域。

(6)在9度地震作用下，結構最大層間位移角為1/308，滿足我國抗震規(guī)范的要求。

5 彈性動力時程補充驗算

5.1 基底剪力

根據NXTVT場地特征，本文選用El－Centro東西波［9](加速度峰值 2.099 2 m/s2)，Hollywood storage 南北波和1組人工波進行動力彈性時程分析。三維彈性動力時程分析時，X、Y、Z方向三個方向加速度峰值比即 x100 y085 z065 是取為 1∶0.85∶0.65，x085 y100 z065是取為0.85∶1∶0.65，以下稱1.0 比例分量所在的水平方向為輸入主方向。根據《建筑抗震設計規(guī)范》(GB 50011－2001)，地震作用持續(xù)時間不小于結構基本周期(T1=4.715 2 s)的5倍－10倍，因此本文取為30 s。彈性動力時程補充驗算階段，地震加速度時程輸入的最大值為140 cm/s2，三條地震波均按照這一最大值進行調幅處理。彈性動力時程分析采用Newmark-β積分算法，其中積分參數(shù) α =0.252 5，δ=0.505?？紤]到結構中存在拉索，在進行多遇地震彈性動力時程分析時應考慮結構的幾何非線性影響。表4給出了動力時程分析與振型分解反應譜分析得到的基底剪力，表中，RSM表示反應譜法結果，DTM表示動力時程法結果，ADTM表示動力時程法結果的平均值。

由表4可看出，在多遇地震作用下，結構動力時程分析的結果與反應譜分析的結果基本一致;而且每條地震時程曲線所計算出的結構底部剪力不小于振型分解反應譜法計算結果的65%;3條地震時程曲線計算所得的結構底部剪力平均值不小于振型分解反應譜法計算結果的80%。因此，彈性動力時程補充驗算結果符合《建筑抗震設計規(guī)范》對于時程分析的計算要求。同時，取前述3條地震波計算結果的平均值與振型分解反應譜法計算結果的較大值來進行地震作用的設計驗算。從表4可看出:結構動力時程分析結果的平均值大于振型分解反應譜法，為抗震計算的控制性分析方法。

5.2 水平位移和層間位移角

圖11給出了結構在一維、二維、三維輸入下樓層水平位移響應包絡圖，而圖12給出了相應的樓層層間位移角。從圖11可看出，采用的地震加速度時程曲線，雖然其加速度峰值相同，但每條地震波均有自己的頻譜特性，不同地震波計算出的結構地震響應存在較大的差別，在不同的樓層段，最大值也不一樣。因此，地震波的選取以及選取的數(shù)量都應予以重視，建議取多條地震波計算結果的平均值。在桅桿的頂部，在Holleywood Storage波時結構的響應最大，桅桿頂端最大水平位移為1.15m，但小于結構總高度1/100的控制值［10]。3條地震波作用下結構變形的共同特點是，桅桿部位的水平位移都放大，鞭稍效應明顯。結構的層間位移角最大值均出現(xiàn)在156m高度處，此處為無樓層到上部樓層的交界面，結構剛度突變，為結構的薄弱部位，因此該位置需要采取構造措施進行加強處理。人工波作用下結構的層間位移角最大，其最大值為1/389，小于1/300，滿足我國相關規(guī)范要求。由圖11和12可得出與反應譜法相同的結論，即該結構沿X和Z兩個水平方向的抗側剛度大致相當。結合圖9與圖11可以看出，結構的位移響應:中部樓層段、上部樓層段以及桅桿中下段反應譜法大于動力時程分析的平均值，下部樓層段及桅桿頂部段則反應譜法結果小于時程分析平均值，尤其是桅桿頂部的鞭稍效應，可見動力時程分析能更清晰地反應結構桅桿頂部的鞭稍效應。因此，像電視塔結構這類結構進行地震作用計算時，應綜合采用反應譜和彈性動力時程兩種方法的分析結果。

圖11 結構X/Z方向水平位移包絡圖Fig.11 Envelope of X/Z translational displacements of the structure

表4 動力時程法(DTM)和反應譜法(RSM)得到的基底剪力Tab.4 Base shear force using dynamic time-history analysis(DTM)and response spectral analysis(RSM)

圖12 樓層X/Z向層間位移角包絡圖Fig.12 Envelope of X/Z inter－ story drift ratios of the structure

現(xiàn)在，分別選取三個樓層段最上面一層，即標高為32 m、107 m、216 m的3個樓層，觀察它們在不同頻率成分地震波作用下，結構不同高度樓層的水平位移、速度、加速度響應時程曲線，如圖13、圖14、圖15所示。

圖13－圖15表明，3條地震波分別作用下，三段樓層響應的相似之處為:三段樓層水平位移幅值的變化與地震波輸入幅值變化基本保持一致;速度時程曲線的變化與位移基本一致，但下、中、上樓層的速度依次增大，說明樓層位置越高速度響應的放大作用越大;加速度響應時程曲線則顯示不同位置樓層的加速度值達到峰值的時刻也不相同。3條地震波分別作用下，三段樓層響應的不同之處:El－centro波作用下加速度達到峰值中部樓層最早、下部次之、上部最后，加速度峰值出現(xiàn)在上部樓層;Holleywood storage波作用下加速度達到峰值上部樓層最早、下部次之、中部最后，加速度峰值出現(xiàn)在中部樓層;人工波作用下，加速度達到峰值下部樓層最早、中部次之、上部最后，加速度峰值出現(xiàn)在中部樓層。均勻的結構加速度峰值基本出現(xiàn)在頂層，NXTVT兩段透空區(qū)的存在使結構加速度值沿高度的變化變得復雜，兩條波作用下加速度峰值出現(xiàn)在中部樓層，說明略呈細腰形的中部樓層是結構的薄弱部位，設計時應引起注意。

為分析地震輸入維數(shù)對結構地震響應的影響，以El－centro波作用下上部樓層響應為例(如圖16所示)，對不同維數(shù)地震波輸入下結構地震響應進行比較。以X方向為主輸入方向時，X方向的水平位移在x100、x100 z085輸入時基本一致;而Z向水平位移則在x100輸入時非常小，與x100 z085輸入時相比基本可以忽略不計;以Z方向為主輸入方向時，X向水平位移在z100輸入時非常小，與x085 z100輸入時相比基本可以忽略不計，而Z方向的水平位移在z100、x085 z100輸入時基本一致?？梢?，單向水平地震作用能反映在輸入方向的效應，而結構在非輸入方向的效應基本無法體現(xiàn)。因此，雙向水平地震作用分析更能真實地反映結構的地震反應。

同時，由圖可以看出，在x100 z085、x100 z085 y065輸入時，無論X、Z方向的位移都基本保持一致;在x085 z100、x085 z100 y065輸入時，在X、Z方向的位移也幾乎相等?？梢钥偨Y出，雙向水平地震輸入下結構X、Z向位移與三維地震輸入下結構X、Z向位移幾乎相等(相差在1%以內)，再次表明豎向地震對結構水平位移影響較小，與反應譜法得到的結論一致。

圖16 不同維數(shù)地震作用下上部樓層的水平位移Fig.16 Displacements of upper story under different dimension earthquake excitations

6 彈塑性動力時程分析

彈塑性動力時程分析中，鋼材的彈塑性本構關系采用經典雙線性隨動強化模型(如圖17所示)，采用彈性斜率和塑性斜率的雙線性曲線來表示應力應變關系，初始彈性模量2.06×105N/mm2，強化模量取初始彈性模量的1%。屈服準則采用Von mises屈服準則，并考慮隨動強化體現(xiàn)鮑辛格效應。在分析中，在彈塑性分析時樓面板、拉索等仍按彈性考慮。結構的阻尼比取為0.05，并考慮“P－Δ”效應和大變形效應。

圖17 鋼材應力－應變曲線Fig.17 The relationship of stress-strain of steel

仍然選用前述的三條地震波曲線并定義時程函數(shù)，分別按照8 度(0.2 g)、8 度(0.3 g)、9 度罕遇地震最大加速度 400 cm/s2、510 cm/s2、620 cm/s2進行峰值調整，并按照X:Z:Y=1:0.85:0.65的比例同時施加三個方向的地震加速度。本文采用穩(wěn)定性較好的Newmark-β算法，且最大計算時間步長取0.002 s，以保證非線性動力分析的穩(wěn)定性、收斂性和精確性。根據《建筑抗震設計規(guī)范》第5.5.5條規(guī)定:結構薄弱層的彈塑性層間位移角限制對于高層鋼結構為1/50。

6.1 水平位移和層間位移角

取標高32 m、107 m、216 m的3個樓層外柱處的節(jié)點以及桅桿頂點為結構關鍵節(jié)點，表5為不同設防烈度罕遇地震作用下關鍵節(jié)點處的最大位移及最大層間位移角。圖18為不同設防烈度罕遇地震作用下x100 z085 y065輸入時結構X向、Z向各質點沿高度的水平位移曲線，而圖19為相應的樓層層間位移角。結合表5和圖18可以看出，在8度(0.2 g)罕遇地震作用下，桅桿頂部水平位移在El－Centro波作用下最大，X向最大水平位移為1.75 m，而彈性地震作用下桅桿點水平位移最大值為1.15 m，可見8度(0.2 g)罕遇地震作用下的最大水平位移比彈性地震作用下大了50%;8度(0.3 g)罕遇地震作用下，X向最大水平位移為2.27 m，可見8度(0.3 g)罕遇地震作用下的最大水平位移比8度(0.2 g)罕遇大了約30%;9度罕遇地震作用下，X向最大水平位移為2.73 m，可見9度罕遇地震作用下的最大水平位移比8度(0.3 g)罕遇大了約20%。

由圖19可以看出，無論是在8度(0.2 g)、8度度(0.3 g)還是9度設防烈度下，El-centro波作用下結構層間位移角明顯大于另兩條波下，而最大值均出現(xiàn)在156 m高。在8度(0.2 g)罕遇地震作用下結構的最大層間位移角為1/164，8度(0.3 g)樓層彈塑性層間位移角最大值為1/127，9度時樓層彈塑性層間位移角最大值為1/98，可見結構在9度罕遇到地震作用下層間位移角仍然小于《建筑抗震設計規(guī)范》(GB50011－2002)規(guī)定的1/50限值，滿足規(guī)范要求。

表5 不同設防烈度罕遇地震下結構的最大位移和最大層間位移角Tab.5 The maximum displacements and maximum interstorey drift ratios of the structure under the 8 degree(0.2g)，8 degree(0.3g)，and 9 degree rare earthquakes

為深入分析結構在大震作用下的彈塑性動力響應，圖20對各關鍵點在不同設防烈度罕遇地震作用下的位移時程響應計算結果進行了比較。通過比較可見，9度彈塑性位移響應總體上大于8 度(0.3 g)，8 度(0.3 g)總體上大于8度(0.2 g)，但除了峰值時刻，其余部位有基本相等或稍微增大。這一現(xiàn)象表明在部分構件進入塑性狀態(tài)后，結構部分位置承載能力和剛度的降低，不僅僅導致了內力和剛度的重新分布，也使結構的地震作用響應發(fā)生了變化。根據計算結果，可以判斷由于結構剛度的降低，地震作用可以一定程度地減小。

6.2 構件應力及塑性發(fā)展

通過對結構應力最大值以及塑性發(fā)展歷程的跟蹤分析顯示，在8度(0.2g)罕遇地震作用下，結構的塑性發(fā)展程度較弱，僅個別構件出現(xiàn)塑性，絕大部分時間和構件都處于彈性狀態(tài)，且個別進入塑性構件的等效應力可恢復到彈性應力范圍。在8度(0.3 g)和9度設防烈度罕遇地震作用下，在El-centro波作用下，結構中最早屈服構件為連接核心筒與外柱的連梁支撐，位于中部樓層段79m－83m高度;到4.46s時中部樓層段的塑性進一步發(fā)展:塑性應力范圍內的構件數(shù)量增多，屈服構件類型也從連梁支撐發(fā)展到了框架梁支撐;到4.54 s，結構的下部樓層段連梁支撐也出現(xiàn)了塑性;到6.58 s，塑性應力范圍內的構件類型不再局限于支撐，連梁端部以及與支撐相交位置也開始出現(xiàn)塑性。12.66 s為應力峰值時刻，最大等效應力為379 N/mm2，該構件為外柱間框架梁支撐，位于下部樓層段。此刻，下部樓層段連梁支撐以及個別框架梁端也進入了塑性應力范圍，其他構件等效應力均處于彈性范圍內。

圖20 不同設防烈度下El-Centro波作用下關鍵點X向水平位移時程曲線Fig.20 The X-directional displacement at the key points under the 8 degree(0.2 g)，8 degree(0.3 g)and 9 degree rare El-Centro earthquake

在Holleywood Storage波作用下結構中最早屈服的構件為連梁支撐，位于下部樓層段;到13.64 s下部樓層段的塑性進一步發(fā)展，從連梁支撐發(fā)展到了外柱間的框架梁支撐。隨著卸載的進行，結構的等效應力慢慢減小。從14.4s開始，結構的下部樓層段框架支撐再次進入塑性應力范圍，到15.06 s，塑性慢慢的發(fā)展到了下部樓層段的個別框架梁端上。

人工波作用下11.98 s中部樓層段的連梁支撐進入塑性;12.3 s時該構件的等效應力增加到了353 N/mm2;13.98 s時中部樓層段上層的連梁支撐也進入塑性應力，14.18s則發(fā)展到更多的連梁支撐上。人工波作用下結構的等效應力達到屈服的構件主要是中部樓層段的連梁支撐，其余構件的等效應力均處于彈性范圍內。

通過上述分析，可見結構在各條波作用下結構的塑性發(fā)展進程如圖21－圖23所示。從圖21－圖23可以看出，雖然各條波作用下結構的塑性出現(xiàn)和發(fā)展有區(qū)別，但整體趨勢來看，結構的塑性發(fā)展歷程為連梁支撐－框架梁支撐－連梁端－框架梁端，結構的塑性發(fā)展較為合理，符合多道抗震防線的設防原則。

圖23 人工波作用下結構的塑性發(fā)展Fig.23 Developing of plasticity of the structure under rare artificial earthquake

7 結論

采用ANSYS有限元軟件，對NXTVT進行了動力特性、多遇地震和8 度(0.2 g)、8 度(0.3 g)、9 度罕遇地震作用下的地震反應計算和分析，得到的主要結論如下:

(1)NXTVT體型復雜，對其動力特性的計算分析表明，結構第一、第二階振型以平動為主，第三階為扭轉振型，但伴隨有一定的水平振動，扭平周期比滿足規(guī)范要求但數(shù)值偏大，建議在減震控制設計時予以考慮。

(2)在多遇地震作用下，結構樓層段樓層的彈性層間位移角、塔頂最大水平位移均小于規(guī)范規(guī)定的限值，結構在多遇地震作用下的抗震性能滿足規(guī)范要求。

(3)在8度(0.2 g)罕遇地震作用下，結構的樓層層間位移角最大值為1/164，在8度(0.3 g)罕遇地震作用下層間位移角最大值為1/127，在9度罕遇地震作用下層間位移角最大值為1/98，均滿足《建筑抗震設計規(guī)范》(GB50011－2002)規(guī)定的1/50限值要求。

(4)在8度(0.2 g)罕遇地震作用下，寧夏電視塔結構的塑性發(fā)展程度較弱，僅個別構件出現(xiàn)塑性，絕大部分時間和構件都處于彈性應力狀態(tài);在8度(0.3 g)9度和罕遇地震作用下，結構的塑性發(fā)展較8度(0.2 g)有很大程度的提高，塑性不僅出現(xiàn)在支撐構件上，框架梁端、連梁也出現(xiàn)了構件部分截面進入塑性的情況;但整體上，外柱、核心筒及網格筒基本處于彈性狀態(tài)，結構滿足“大震不倒”的抗震設防要求。

(5)整體趨勢來看，結構的塑性發(fā)展歷程為連梁支撐－框架梁支撐－連梁端－框架梁端，結構的塑性發(fā)展較為合理，符合多道抗震防線的設防原則。

(6)結構在8度(0.3 g)和9度罕遇地震作用下，結構最早屈服的構件都出現(xiàn)在中部樓層段，該部位是結構最薄弱的部位，該位置恰好在結構立面上的細腰段，應特別予以加強處理。

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