某鋼結構門式剛架廠房加固改造設計研究

郭隆乾 翁維素

(河北建筑工程學院,河北 張家口 075000)

0 引 言

一般情況下,門式鋼架廠房常因雪荷載超重,使得彩鋼板、檁條、鋼梁、鋼柱發生損傷或破壞.按目前的規范[1]要求,建筑空間可利用時,可采取調整結構內力分布的方法,通過增設柱,削弱待加固柱的內力,使得加固后的結構和構件達到新的平衡狀態.對于單獨的構件-鋼柱,常采用粘貼鋼板、外包混凝土等方法提高其受壓承載力.

施澄宇[2]提出廠房加固設計的若干問題,結合工程實例從整體、構件設計及施工方面對廠房進行加固設計.陽旭等[3]提出一種外包混凝土的組合加固節點,并用有限元軟件計算了節點的可行性.杜宜軍[4]、楊隨新等[5]使用PKPM對實際工程進行了改造后的整體抗震驗算、構件的強度復核.劉斐然等[6]通過CFRP布加固H型鋼柱,推導了偏壓H型鋼柱經碳纖維增強復合材料加固后極限承載力計算公式.殷占忠等[7]對加固后的型鋼部分外包混凝土柱進行單向軸壓試驗,研究表明,組合柱承載力和剛度均較高.鐘千[8]對H型鋼進行翼緣貼鋼加固,研究表明,粘鋼加固法可大幅提高軸壓承載力.

本文結合某鋼結構門式剛架改造工程,抽取其中一根承受軸壓力的H型鋼柱進行分析.使用ABAQUS建立該H型鋼柱未加固、采用粘貼鋼板加固法和貼焊預制鋼管混凝土柱的三個模型,進行靜力加載,觀察三者的破壞類型,得出荷載-位移曲線、荷載-撓度曲線,并計算、對比三者的受壓承載力和位移延性系數.為貼焊預制鋼管混凝土柱加固H型鋼柱的推廣提供參考.

1 工程概況

該門式剛架鋼結構廠房因雪荷載超重,使屋面發生局部垮塌,相關檁條、梁、柱皆受到一定程度損傷.其中一H型鋼柱截面尺寸為350mm×250mm×6mm×8mm,長10m,材料為Q345B,兩端鉸接.該鋼柱因受屋面垮塌影響及使用功能重新調整,使得荷載增大.據規范[1,9,10],改造時對該柱采用外貼10mm厚鋼板的加固方法,使用PKPM驗算滿足內力、變形等要求.在貼焊預制鋼管混凝土柱的加固法中,四根預制鋼管混凝土柱與H型鋼沿縱向通過結構膠與焊縫連接.本文研究的三種鋼柱截面如圖1所示.

圖1 鋼柱截面

2 有限元模型

2.1 模型建立

三個模型均采用1:1建模,H型鋼、外貼鋼板、方鋼管采用殼單元(S4R),混凝土采用實體單元(C3D8R).模型參數見表1.本次分析采用顯示動力學模塊,準靜態分析三個模型在位移控制條件下的受力過程.鋼管與核心混凝土的接觸設置為硬接觸,摩擦系數取為0.6[11];鋼柱與外貼鋼板、鋼柱與鋼管混凝土柱均設為綁定連接.柱下端均設為鉸接以限制三向線位移,柱上端限制x、y向線位移和繞z軸的轉動.對柱頂板形心位置施加30mm的壓縮(-z向)變形.三個模型的網格劃分,兼顧計算持時與精度,經過試算確定.有限元模型見圖2.

表1 模型參數

圖2 有限元模型

2.2 材料本構關系

H型鋼柱、外貼鋼板采用理想彈塑性模型,本構關系見圖3;鋼管混凝土柱中,方鋼管鋼材采用二次強化模型[12],如圖4所示;核心混凝土本構關系采用規范[13]中的CDP模型.所有鋼材彈性模量取2.1×106N/mm2;混凝土強度等級為C30,彈性模量取30000N/mm2.鋼材泊松比取0.3,混凝土泊松比取0.2,鋼材屈服點fy取345N/mm2.

圖3 H型鋼柱及鋼板本構關系 圖4 鋼管本構關系

3 有限元分析

3.1 破壞形態

HZ1-HZ3破壞時的應力云圖見圖5.分析圖5可知:HZ1與HZ2破壞類型相似,兩個鋼柱因柔度較大,臨近破壞時在下部支座不遠處發生局部屈曲,后導致整個柱子發生失穩破壞;HZ2的屈曲破壞區域較HZ1的上移.HZ3因4根鋼管混凝土加強剛度,使得受力過程中,保持彎曲形態,未發生局部屈曲現象,破壞時發生整體失穩破壞.

圖5 破壞形態

3.2 荷載-位移曲線

ABAQUS計算得到荷載-位移曲線如圖6所示.HZ1極限受壓承載力為2348.3kN,HZ2極限承載力為2692.6kN,HZ3極限承載力為3237.3kN.HZ2較HZ1極限受壓承載力提高14.7%;HZ3較HZ1極限受壓承載力提高37.9%;HZ3較HZ2承載力提高20.2%.經計算,HZ3初始壓縮剛度為336.7kN/mm,HZ2初始剛度為175.6kN/mm,HZ2初始剛度為153.4kN/mm;HZ3較HZ1初始剛度增加119.5%,HZ2較HZ1初始剛度增加14.5%.HZ2與HZ1荷載-位移曲線形狀、走向相似,兩者極限承載力對應的位移也接近,表明HZ1與HZ2受壓過程中的力學狀態相似;HZ3采用鋼管混凝土柱補強,使得整體截面的組合剛度大大提高,同時,HZ3達到極限承載力的位移積累量明顯低于HZ1與HZ2.

圖6 荷載-位移曲線

3.3 荷載-撓度曲線

HZ1-HZ3的荷載-位移曲線如圖7所示.分析圖7可知:HZ1和HZ2在達到極限荷載之前,水平撓度很小,在發生局部屈曲后,撓度開始變大,HZ2承載力和撓度都稍高于HZ1.HZ3在荷載加至接近1600kN時,側向撓度增長緩慢,荷載超過1600kN后,HZ3的側向撓曲增速變快,荷載加至3000kN后,撓度增速變緩.在荷載-撓度曲線中,HZ3的荷載提高伴隨較大位移的積累,HZ3的曲線平滑且沒有驟變現象,可以認為HZ3的延性優于HZ1和HZ2.

圖7 荷載-撓度曲線

3.4 位移延性系數

結合荷載-位移曲線,依據能量等值法[14]計算HZ1-HZ3的位移延性系數μΔ,計算公式見式(1),等值能量法示意圖見圖8.延性系數計算結果見表2.

圖8 等值能量法

表2 位移延性系數

由表2可知,HZ2較HZ1延性系數提高12.7%,HZ3較HZ1延性系數提高14.7%,HZ3的位移延性系數比HZ2的稍高.鋼管混凝土柱自身延性好的性能,使得HZ3這種組合截面鋼柱的延性得到加強.

(1)

式中:Du表示曲線上極限點對應的位移;Dy表示使用能量等值法確定的初始屈服點對應的位移.

4 結 論

本文對某門式剛架中10m長H型鋼柱進行未加固、采用粘貼鋼板加固、貼焊鋼管混凝土柱三種方法加固的對比分析.使用ABAQUS計算HZ1-HZ3的極限受壓承載力和延性系數.得到的結論如下:

(1)提出一種對H型鋼柱內部貼焊預制鋼管混凝土柱的新型加固方法.經ABAQUS模擬計算,HZ1與HZ2破壞時發生局部屈曲,導致鋼柱失穩;HZ3破壞前未發生局部屈曲,保持整體彎曲形態,破壞時發生整體失穩破壞.

(2)對比HZ3與HZ1的計算結果,貼焊預制鋼管混凝土柱加固法較原柱提高37.9%的受壓承載力,延性系數提高14.7%,初始剛度提高119.5%.