建筑框架結構抗震加固設計的探討

周慧潔

東莞市建青建筑設計有限公司 廣東東莞 523000

摘要：本文主要針對建筑框架結構抗震加固設計展開了探討，通過結合具體的工程實例，對結構加層和加固的設計作了詳細的闡述，并系統科學的分析了靜力彈塑性，以期能為有關方面的需要提供有益的參考和借鑒。

關鍵詞：框架結構；抗震加固；設計

我國是地震高發國家，地震造成的人員傷亡，居世界首位。同時，我國地震區也分布較廣。隨著近年來，我國地震災害的頻發，人員的傷亡和建筑的破壞越來越多，這也使得建筑單位更加重視建筑框架的抗震加固設計工作。基于此，本文就建筑框架結構抗震加固設計進行了探討，相信對有關方面的需要能有一定幫助。

1 工程概況

該工程為鋼筋混凝土框架結構，樓板為現澆混凝土樓板。教學主樓分為AB兩段，A段為地上7層，B段為4層，位置緊鄰在B段12軸左側；B段左方緊鄰辦公樓，變形縫分隔開了3個單體，如圖1。需將教學樓B段加層至與A段一樣高，增加大小會議室和樹立完整的建筑立面，改造后教學樓主入口設在A段。

B段樓首層層高為4.5m，2～4層層高為3.6m，總建筑面積為12000m2；采用天然地基柱下獨立基礎，基底標高為-3.00m。現場檢測結果顯示構件配筋和截面尺寸與原設計圖紙相符，框架梁主要截面尺寸為：250mm×650mm；中柱主要截面尺寸為：550mm×400mm，邊柱主要截面尺寸為：500mm×400mm；實測柱混凝土強度值為30.8～43.8MPa，梁為31.0～39.8MPa。教學樓無地基不均勻沉降和使用超載現象，無影響結構安全的嚴重變形與損傷。

圖1 建筑平面圖

2 結構加層和加固設計

2.1 加層和加固設計

B段結構平面如圖2所示。建筑設計中B段增加3層做大小型會議室，平面柱網與原有結構一致，在立面上與A段保持高度平齊，新加樓層高度也需要與A段一致，以保證改造后教學樓建筑功能。其中新增的第5層為小型會議室，5層以上為大空間的大型會議室，由于大空間的需要，6層只在12和13軸處保留中柱和局部樓板。常用的結構加層方案有外套式結構加層和直接加層兩種，兩者較大的區別包括是否需要新加基礎和新舊結構連接上。由于本工程受地形和建筑外立面條件限制，不宜增加結構圍套；另外增加層數不多，基礎加固量較小，因此采用結構直接加層的方案。為減少新增加的重力荷載，增層采用鋼框架和組合樓板結構形式，采用方鋼管柱250mm×350mm×18mm，工字形鋼主梁600mm×800mm×8mm×12mm，5層和局部6層采用壓型鋼板-混凝土組合樓板，7層為保溫棉加壓型鋼板的不上人屋面。

阻尼取值是加層設計計算中的難點。抗震規范中對不超過12層鋼結構在多遇地震下的阻尼比可采用0.035，鋼筋混凝土框架為0.05；但對于不同材料組成的混合結構。考慮此次加層樓層層數不多，結構主體仍為混凝土結構；另外增加屈曲約束支撐的消能構件后，結構的總阻尼比應為結構阻尼比和消能部件附加給結構的有效阻尼比的總和，因此混合結阻尼仍取為0.05。設計試算中發現鉸接柱腳對樓層位移和層間位移角有較大影響，鉸接比剛接形式柱腳的樓層位移大出約20%，5層層間位移角明顯增大，不利于結構抗震，因此設計中增層鋼柱與原結構按剛性節點連接。

加層后框架抗震等級為3級；抗震設防烈度7度（0.10g），設計地震分組為第1組，建筑場地類別為II類。采用PKPM軟件計算，結果顯示鋼結構樓層層質量較混凝土樓層明顯較小，如表1新增3層的恒載和活載共增加833.3噸，使原有樓層地震剪力增大，混凝土框架整體內力增大。SATWE計算結果顯示四層頂梁抗彎和抗剪配筋不足，部分原有基礎截面不足，底層柱受彎配筋不足。因此對4層頂梁采用粘鋼板和貼碳纖維布方式加固；對教學樓結構的外圍基礎進行加大截面處理；對框架柱采用外包角鋼法加固。基礎加大截面和包鋼加固如圖2所示。新增基礎混凝土強度為C30，采用三級鋼HRB400，加大基礎截面之前將柱包鋼施工完畢，角鋼延伸至基礎頂面；清洗基礎混凝土表面，在基礎上表面四周做植筋；再架立和綁扎鋼筋籠，澆筑C30新混凝土。通過施工措施保證新舊基礎混凝土良好的結合和加固角鋼在基礎頂的錨固。

新增鋼結構樓層后，混合結構整體柔度增大，自震周期值變大，第1周期從0.928s增加到1.173s；除首層和2層的Y向層間位移角值，7層結構的每一樓層位移角比原有對應四層結構均偏大，如表2。由于6層只在局部有樓板，結構整體質心偏移，加層后地震作用下結構扭轉現象明顯，表2中7層結構的第2周期扭轉系數為0.97；且第3周期及以后加層鋼結構部分呈現不規則的局部震型。為調整結構抗扭和抗側剛度，同時為增加結構冗余度，建立具有多道抗震防線的結構體系，如圖2在1到6層的12和18軸框架邊跨上，設計增加屈曲約束支撐，詳細信息如表3。由表2可見，加支撐后的7層結構剛度明顯增大，自震周期值（1.078s）介于到4層結構（0.928s）和7層結構（1.173s）之間；由于支撐的設置使剛度強軸方向轉變為Y軸，原有加層結構扭轉現象消除，4、5層層間位移角差異減小，結構的局部震型消失。

圖4 柱包鋼和基礎加大截面

表1 結構信息對比

表2 結構周期對比

表3 屈曲約束支撐參數

2.2 新增鋼柱腳連接節點設計

在確定新加鋼柱腳為剛性節點后，如何通過配筋構造實現鋼柱與原有混凝土柱頭的有效傳力，避免混凝土向鋼柱過渡時剛度的突變，保證新增框架水平高度與原有樓層嚴格一致，便捷的安裝屈曲約束支撐，這些是施工圖設計中的難點。根據本工程實際條件進行設計節點構造如圖3所示。該節點工藝可實施性較強，同時滿足設計要求。

改造中先鑿除原屋面細石混凝土層之上的柔性防水層。在鋼柱腳底設置混凝土柱頭，在屋面周邊和新加柱腳節點之間，設置大于600mm高臥梁，通過柱頭和臥梁來增加鋼框架底部整體性。新增混凝土柱頭植筋前，為保證框架柱加固角鋼在柱端部的有效錨固，在角鋼端部焊接直徑較小的鋼筋穿過梯形梁牛腿，延伸出屋面后用鋼板條在水平方向焊接連接。之后在柱頭區域內植入6根直徑25三級鋼筋，在柱體內有足夠錨固長度，同時延伸高出臥梁頂大于100mm長，給植筋端頭在臥梁頂留出與鋼柱底板焊接的空間，通過調節鋼筋長度可使柱底板處在合適的水平高度上，使新增鋼框架樓層與A段原有樓層保持高度一致。鋼柱腳底板上設有四個M16錨栓孔，但由于柱端鋼筋密集，植筋鋼筋很難對應錨栓孔位置，在設定好柱腳底板水平高度后，將底板與植筋鋼筋端部焊接；同時埋入一定長度錨栓鋼筋，在底板上將螺帽栓緊。為預防鋼柱腳直接連接混凝土樓層的引起柱體的剛度突變，采用在鋼管柱底部的外包混凝土柱，外包柱高出臥梁頂部1m。鋼管外部設直徑16mm的剪力栓釘，間距200mm，以保證鋼管與混凝土有效粘結和協同工作；為防止鋼管壁屈曲，在鋼管內部設置十字加勁肋。屈曲約束支撐的安裝采用在臥梁端部設置由鋼筋端頭加錨栓連接兩塊20mm厚鋼板的預埋連接件，鋼板之前的高度可隨梁高而調節，待混凝土梁結硬完畢，支撐端板一側焊接在預埋鋼板上，另一側焊在鋼管柱壁；避免了在混凝土梁柱上植筋和做連接鋼底板的常規做法。施工時混凝土分二次澆筑，先澆筑出與臥梁和混凝土柱頭，確定鋼柱底板高度后，對外包鋼筋混凝土柱進行二次澆筑。

圖3 新增鋼柱腳節點

3 靜力彈塑性分析

PKPM軟件中支撐被定義為彈性桿件，在結構剛度變大和地震周期變短后，每層地震力有不同幅度的增加，并不能顯示支撐耗能和對結構整體破壞機制的影響。采用Etabs軟件對有無設置屈曲約束支撐加固的七層混合結構進行靜力彈塑性分析。模型中將梁、柱和支撐的失效破壞通過塑性鉸定義，采用程序的M鉸模擬梁的塑性性能，采用P-M-M鉸模擬柱的塑性性能，梁和柱的塑性絞均設在構件兩個端部。采用P軸力鉸模擬屈曲約束支撐的塑性性能，根據表3中的產品信息，指定了支撐P絞的軸向正、負屈服承載力以及屈服位移參數，P鉸設在支撐桿長中心位置。模型經過靜力彈塑性計算后，結構基底剪力和推覆監測點處位移關系如圖4所示。極限狀態下結構塑性絞分布如圖5。在有支撐情況下，結構基底剪力明顯增大，屈曲約束支撐對于結構有明顯的地震防線作用，在監測點達到一定位移值（86.3mm）時，基底剪力到達峰值點，此時支撐斜桿先于框架梁、柱屈服，多處支撐的P絞達到塑性失效水平，結構出現一定卸載，但結構并未倒塌失效；之后基底剪力重新增長，在多處出現梁絞的情況下，結構被推覆至破壞。如圖5（a）所示為監測點達到最大位移值時加支撐的7層混合結構塑性絞分布，由圖可見加層鋼結構部分除了支撐桿件，其他部位未出現塑性鉸。圖5（b）的未加支撐的7層混合結構，推覆位移發展較快，在達到一定值時（163.3mm），1層柱底普遍出現塑性鉸，結構被推覆至破壞。由此可見，在有支撐加固情況下，屈曲約束支撐充當起結構的第一道抗震防線，推覆過程中塑性絞集中出現于框架梁端，結構在出現大量梁絞破壞而達到極限承載力，從而實現加層后結構的“強柱弱梁”抗震破壞機制。

圖4 Y向結構基底剪力-監測點位移

圖5 結構破壞機制

4 結語

建筑框架結構抗震加固工作對于我國經濟的發展、社會的穩定具有重要意義。隨著近年來我國地震災害的頻發，做好建筑框架結構抗震加固的工作，對減少災害中生命和財產的損失有著極大的幫助。綜上所述，本文通過結合具體的工程實例對建筑框架結構抗震加固設計作了探討，旨在能為類似的設計工作提供范例。

參考文獻：

[1]盛寶平、萬巍.某多層框架結構教學樓的抗震加固工程技術.山西建筑.2011（36）.

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