某辦公樓輕鋼加層加固工程設計

韓天成, 陳道政

(合肥工業大學 土木與水利工程學院,安徽 合肥 230009)

伴隨著國家經濟迅速發展,當前建筑的發展日新月異。對于上世紀所建造的大量中低層建筑而言,由于面積以及使用功能等因素,早已不能滿足當下使用需求。針對某些特殊性、功能性的建筑,其仍具有使用價值或紀念價值,將其直接拆除是一種巨大的浪費。為響應建設資源節約型社會的號召,對已有房屋進行加層改造,使其滿足新的使用要求[1]。輕鋼加層具有質量輕、對原結構影響小、施工快等優點。在現場施工中,通常在原先混凝土結構上加上輕鋼加層,形成一種組合結構。但下部為混凝土結構,上部為輕型鋼結構的組合會在交界處產生剛度突變,豎向剛度、靜力荷載以及結構的動力特性都有較大變化,嚴重影響整體結構的抗震性能。而防屈曲支撐的加入,在彈塑性階段能夠有效提升結構整體的側向剛度,降低建筑的水平位移,降低結構的扭轉效應; 在罕遇地震時,防屈曲支撐屈服耗散地震能量,降低整體結構的位移響應[2]。本文以實際工程為例,通過SAP2000有限元分析整體結構,建立了原結構、加設輕鋼加層后結構以及添加了防屈曲支撐后的整體結構進行抗震分析,研究輕鋼加層加固方案,對防屈曲支撐的合理布置及抗震性能等方面進行分析[3]。

1 工程概況

本工程為蒙城縣第一小學科技樓加固改造項目,該樓為5層現澆鋼筋混凝土框架結構。該結構層高為底層4.5 m,標準層3.6 m。底層柱截面500 mm×500 mm,標準層均為400 mm×400 mm,梁截面尺寸為250 mm×600 mm、250 mm×500 mm、200 mm×400 mm。混凝土板板厚為100 mm,柱混凝土強度為C30,梁、板混凝土強度為C25,彈性模量E=3.0×104 MPa,泊松比v=0.2;受力筋均取HRB400鋼筋,箍筋選用HPB300鋼筋。抗震設防烈度7度,設計基本加速度為0.10g,設計地震分組第1組,場地類別為Ⅱ類。軸網布置如圖1所示。

圖1 某科技樓底層柱軸網布置

經過現場多次實際探勘,從鑒定檢測報告可得以下結論:原結構基礎狀態良好,未發生不均勻沉降;上部混凝土框架結構受力較好,未出現損害現象;填充墻體抹灰涂層因部分老化并脫落,未發生結構性損傷破壞,如圖2所示。因為在使用功能上對原結構有新的需求,所以在5層基礎上另加2層輕型鋼結構作為大型會議室以及活動中心使用。新加樓層層高均為3.6 m,加層鋼結構梁柱采用Q345B鋼,焊接方柱截面尺寸為200 mm×250 mm×10 mm×10 mm,縱向H型梁截面尺寸為450 mm×200 mm×8 mm×12 mm,采用焊接,橫向H形梁截面尺寸為500 mm×200 mm×8 mm×12 mm,柱間支撐截面尺寸為100 mm×50 mm×5 mm×7 mm。輕鋼框架柱選用方鋼管柱,梁選用H型梁,連接方式均為焊接,屋面采用75 mm厚的彩鋼復合板。原框架結構設計時留有較大富裕度,在輕鋼加層后通過驗算,梁、柱和基礎的承載力均能滿足當前抗震設防要求,故不另行加固。防屈曲耗能支撐選取155 mm×155 mm和220 mm×220 mm 2種尺寸,采用倒V字型的布置方式[4],支撐芯板鋼材選用Q235,彈性模量E=2. 06×105 MPa,泊松比υ=0.3。

圖2 填充墻現場鑒定圖

2 有限元建模分析

為了探討輕鋼加層以及防屈曲支撐的布置方案對于整體結構的抗震性能影響,本文通過SAP2000建立了4個有限元模型,如圖3所示。

圖3 框架結構有限元模型

模型1為5層鋼筋混凝土框架原結構;模型2為添加輕鋼加層之后的原結構;模型3考慮到加層后結構在輕鋼加層與混凝土結構連接處出現剛度突變,故僅在加層的Y向邊跨布置耗能支撐;模型4考慮到結構整體的扭轉效應,經多組模型試算結果比較,在原結構每一層的Y向邊跨布置耗能支撐。由于結構的X方向尺寸遠大于Y方向,Y方向的地震作用起控制作用,故本文只考慮Y方向結構整體對地震的響應。

2.1 模態分析

對建立的4個模型分別進行模態分析,其自振周期為T1～T4,見表1所列。

表1 各模型自振周期

從表1可以看出,原結構(模型1)周期T1=1.231 s;添加輕鋼加層后,模型2的最大自振周期T2=1.336 s,對比模型1T1有所增大,說明輕鋼加層的添加對于結構整體自振周期有一定影響;當采用防屈曲支撐方案后,模型3和模型4的自振周期分別為T3=1.254 s、T4=0.922 s,對比模型2明顯降低,說明支撐有效提高了結構剛度。原結構第1階、第2階振型均為平動振型,在第3階振型表現為扭轉振型,針對結構因剛度突變而引起的扭轉效應,故對4個模型的周期比進行分析。輕鋼加層后,模型2的周期比為0.865,超出GB 50011—2010《建筑抗震設計規范》[5]的限值要求;模型3的周期比為0.740,模型4的周期比為0.451,均符合規范要求。可見防屈曲支撐有效地降低了結構整體的自振周期和周期比,有效地控制了整體的扭轉效應。

2.2 反應譜分析

反應譜分析的本質是擬動力分析方法。在地震作用下,首先通過動力方法計算得到質點的地震響應,經統計形成反應譜曲線,再對結構進行靜力分析。本文通過對每個振型的地震響應進行組合疊加,從而得到總結構地震響應值,即CQC組合方法[6]。反應譜工況下的4個模型層間位移角對比結果如圖4所示。

圖4 反應譜工況下各模型的層間位移角

從圖4可以看出,輕鋼加層的添加導致了結構頂部剛度突變,在6層和7層的層間位移角最大。相比于模型1,模型2的最大層間位移角為1/213,出現在第7層,而第6層的層間位移角為1/232,均超出GB50011—2010 規定的多層鋼結構限值 1/250;模型3在添加防屈曲支撐后,6層和7層的層間位移角分別為1/983和1/925,滿足規范要求,但在2～5層的層間位移角卻有所增大;模型4將防屈曲支撐每層滿布,6層和7層的層間位移角分別為1/1 723和1/1 466,均滿足規范要求,因為防屈曲支撐的作用,各層的層間位移角相比于原結構均大幅減小,說明了防屈曲支撐在地震作用時能有效地控制結構的地震響應,降低整體結構扭轉的不利影響。

2.3 Pushover分析

Pushover分析方法本質上仍是靜力彈塑性分析方法,其與反應譜相結合,是近年來被廣泛使用的基于性能的評估方法。

2.3.1 塑性鉸的本構模型

塑性鉸的本構關系由如圖5所示。

圖5 塑性鉸本構模型

塑性鉸受力點在A點,也被稱為原點。隨著受力,塑性鉸在B點達到屈服。C點達到極限承載力,隨即迅速下降,D點為殘余強度點[7]。E點代表著塑性鉸已經失效。在BC段存在3個能力水平:IO(直接使用)、LS(生命安全)、CP(防止倒塌)。

本文中框架柱采用PMM塑性鉸,框架梁采用M3塑性鉸,分別定義在柱端和梁端。

2.3.2 塑性鉸的發展過程與分析

模型3的塑性鉸發展過程如圖6所示。塑性鉸首先出現在防屈曲耗能支撐處和底部框架梁兩端上(圖6a);隨著側向荷載的增加,防屈曲支撐的變形也不斷增大,底部和2層的柱開始出現塑性鉸,塑性鉸逐漸發展到第3層的梁端(圖6b);側向荷載的繼續增大,塑性鉸在底層梁端和柱端變形增大,在中間樓層框架也不斷有新的塑性鉸產生(圖6c)。雖然防屈曲支撐對于頂層的加固有效限制了6層和7層框架的塑性鉸產生,但對于底層結構的塑性鉸并沒有起到有效的抑制作用。

圖6 模型3的塑性鉸分布

模型4的塑性鉸發展過程如圖7所示。

圖7 模型4的塑性鉸分布

結構在底部3層和剛度突變的6、7兩層的防屈曲耗能支撐上首先出現塑性鉸(圖7a);隨著側向荷載的增大,塑性鉸出現在每層的防屈曲支撐上,且輕鋼加層處的支撐塑性鉸變形增大(圖7b);隨著側向荷載的繼續增大,塑性鉸出現在下部結構的框架梁和底層的框架柱上,但均未達到屈服狀態(圖7c)。綜上所述，罕遇地震作用時,防屈曲耗能支撐先于梁柱出現塑性鉸,充分發揮了自身的耗能減震作用,保護主體結構在大震下不屈服或者不嚴重破壞,起到抗震第1道防線的作用。

2.3.3 Pushover曲線以及性能點分析

抗側能力曲線通過對4個模型進行Pushover分析得到,如圖8所示。

圖8 基底剪力能力曲線

對比4個模型的抗側能力曲線,在頂層位移相同時,模型2與模型1的抗側能力十分接近,模型2略高,說明輕鋼加層的添加后原結構地震作用下抗側能力有所增加但不明顯;模型3、模型4承受的基底剪力更大,與前述分析結果一致,凸顯防屈曲支撐對于整體結構的剛度貢獻。

性能點即根據能力譜法求得能力譜線與需求普線的交點。其各模型的層間位移角相互關系如圖9所示。

圖9 性能點處層間位移角

模型1～模型4的最大層間位移角分別為1/104、1/91、1/98、1/135,均已超過彈性層間位移角限值,結構進入彈塑性階段。

從圖9可以看出，在塑性階段下,相比于模型3,模型4在每一層均布置防屈曲支撐,有效降低了每一層的層間位移,增強了抗變形能力,說明了防屈曲支撐在彈性階段和塑性階段對剛度的貢獻不可忽視。

2.4 時程分析

地震是一種隨機的動力作用,而Pushover分析是在靜力作用下的非線性分析,因此需要用非線性時程分析作為Pushover分析的補充。非線性時程分析是一種考慮到結構中非線性構件屬性的動力時程分析,可以較為真實地模擬地震的隨機動力作用,從而得到結構在地震下的響應[8]。本工程設防烈度7度,罕遇地震下時程加速度最大值為220 cm/s2。地震波選取Elcentro、TangShan 2條天然波和1條人工波進行分析,如圖10所示。Elcentro波、TangShan波和人工波加速度峰值分別為341.70、55.49、35.00 cm/s2,并根據規范對其乘以比例系數,使其峰值加速度與規范匹配。

圖10 3種地震波時程曲線

在罕遇地震作用下,對模型1～模型4進行非線性時程分析,在El Centro波、TangShan波和人工波作用下的4種模型彈塑性層間位移角對比結果如圖11所示。

由圖11可知:在El centro波、TangShan波和人工波的作用下,模型1、模型3和模型4的最大彈塑性層間位移角均小于規范限值要求,而模型2在6層和7層的層間位移角發生突變,最大層間位移角均發生在第7層;模型3在輕鋼加層處布置防屈曲支撐,其最大層間位移角雖符合規范要求,在輕鋼加層6層處控制了結構的剛度突變,但并未降低1～5層的原結構的層間位移角;模型4在全結構布置了防屈曲支撐,既防止了加層結構的剛度突變,又降低了底部結構的層間位移角,有效控制了結構的薄弱層,對整體剛度和抗震能力的提高貢獻更大。

圖11 3種地震波下彈塑性層間位移角對比結果

3 結 論

(1) 傳統框架結構采用輕鋼加層后,因為剛度突變問題,結構自振周期明顯增大,在布置2種防屈曲支撐方案后,自振周期有所降低,均能滿足規范要求,降低地震對于整體結構的不利影響。

(2) 反應譜分析下,由于輕鋼加層引起剛度突變,結構在豎向剛度分布不均勻,在6、7層形成薄弱層。通過布置防屈曲支撐,能有效地抑制塑性鉸的產生,控制結構變形,利于抗震。在考慮防屈曲支撐布置方案時,模型3雖降低了頂部加層結構的層間位移角,但對下部結構的變形并未有控制作用,模型4的布置方式對所有層的位移角均產生了有效的控制效果。

(3) 在Pushover分析中,結構在布置了防屈曲支撐后,加層結構的初期塑性鉸發展得到有效控制,符合抗震設計要求;在塑性階段,模型4中防屈曲支撐先于結構的梁、柱出現塑性鉸,耗散地震能量有較大提高,從而保護了結構的主體。

(4) 從時程分析可知,不同的防屈曲支撐布置方案對結構的影響較大,支撐的布置方案要全方位考慮成本以及使用要求等。選用合理布置方式,在加層結構的抗震中可以發揮更好的作用。