某办公楼轻钢加层加固工程设计

韩天成, 陈道政

(合肥工业大学 土木与水利工程学院,安徽 合肥 230009)

伴随着国家经济迅速发展,当前建筑的发展日新月异。对于上世纪所建造的大量中低层建筑而言,由于面积以及使用功能等因素,早已不能满足当下使用需求。针对某些特殊性、功能性的建筑,其仍具有使用价值或纪念价值,将其直接拆除是一种巨大的浪费。为响应建设资源节约型社会的号召,对已有房屋进行加层改造,使其满足新的使用要求[1]。轻钢加层具有质量轻、对原结构影响小、施工快等优点。在现场施工中,通常在原先混凝土结构上加上轻钢加层,形成一种组合结构。但下部为混凝土结构,上部为轻型钢结构的组合会在交界处产生刚度突变,竖向刚度、静力荷载以及结构的动力特性都有较大变化,严重影响整体结构的抗震性能。而防屈曲支撑的加入,在弹塑性阶段能够有效提升结构整体的侧向刚度,降低建筑的水平位移,降低结构的扭转效应; 在罕遇地震时,防屈曲支撑屈服耗散地震能量,降低整体结构的位移响应[2]。本文以实际工程为例,通过SAP2000有限元分析整体结构,建立了原结构、加设轻钢加层后结构以及添加了防屈曲支撑后的整体结构进行抗震分析,研究轻钢加层加固方案,对防屈曲支撑的合理布置及抗震性能等方面进行分析[3]。

1 工程概况

本工程为蒙城县第一小学科技楼加固改造项目,该楼为5层现浇钢筋混凝土框架结构。该结构层高为底层4.5 m,标准层3.6 m。底层柱截面500 mm×500 mm,标准层均为400 mm×400 mm,梁截面尺寸为250 mm×600 mm、250 mm×500 mm、200 mm×400 mm。混凝土板板厚为100 mm,柱混凝土强度为C30,梁、板混凝土强度为C25,弹性模量E=3.0×104 MPa,泊松比v=0.2;受力筋均取HRB400钢筋,箍筋选用HPB300钢筋。抗震设防烈度7度,设计基本加速度为0.10g,设计地震分组第1组,场地类别为Ⅱ类。轴网布置如图1所示。

图1 某科技楼底层柱轴网布置

经过现场多次实际探勘,从鉴定检测报告可得以下结论:原结构基础状态良好,未发生不均匀沉降;上部混凝土框架结构受力较好,未出现损害现象;填充墙体抹灰涂层因部分老化并脱落,未发生结构性损伤破坏,如图2所示。因为在使用功能上对原结构有新的需求,所以在5层基础上另加2层轻型钢结构作为大型会议室以及活动中心使用。新加楼层层高均为3.6 m,加层钢结构梁柱采用Q345B钢,焊接方柱截面尺寸为200 mm×250 mm×10 mm×10 mm,纵向H型梁截面尺寸为450 mm×200 mm×8 mm×12 mm,采用焊接,横向H形梁截面尺寸为500 mm×200 mm×8 mm×12 mm,柱间支撑截面尺寸为100 mm×50 mm×5 mm×7 mm。轻钢框架柱选用方钢管柱,梁选用H型梁,连接方式均为焊接,屋面采用75 mm厚的彩钢复合板。原框架结构设计时留有较大富裕度,在轻钢加层后通过验算,梁、柱和基础的承载力均能满足当前抗震设防要求,故不另行加固。防屈曲耗能支撑选取155 mm×155 mm和220 mm×220 mm 2种尺寸,采用倒V字型的布置方式[4],支撑芯板钢材选用Q235,弹性模量E=2. 06×105 MPa,泊松比υ=0.3。

图2 填充墙现场鉴定图

2 有限元建模分析

为了探讨轻钢加层以及防屈曲支撑的布置方案对于整体结构的抗震性能影响,本文通过SAP2000建立了4个有限元模型,如图3所示。

图3 框架结构有限元模型

模型1为5层钢筋混凝土框架原结构;模型2为添加轻钢加层之后的原结构;模型3考虑到加层后结构在轻钢加层与混凝土结构连接处出现刚度突变,故仅在加层的Y向边跨布置耗能支撑;模型4考虑到结构整体的扭转效应,经多组模型试算结果比较,在原结构每一层的Y向边跨布置耗能支撑。由于结构的X方向尺寸远大于Y方向,Y方向的地震作用起控制作用,故本文只考虑Y方向结构整体对地震的响应。

2.1 模态分析

对建立的4个模型分别进行模态分析,其自振周期为T1～T4,见表1所列。

表1 各模型自振周期

从表1可以看出,原结构(模型1)周期T1=1.231 s;添加轻钢加层后,模型2的最大自振周期T2=1.336 s,对比模型1T1有所增大,说明轻钢加层的添加对于结构整体自振周期有一定影响;当采用防屈曲支撑方案后,模型3和模型4的自振周期分别为T3=1.254 s、T4=0.922 s,对比模型2明显降低,说明支撑有效提高了结构刚度。原结构第1阶、第2阶振型均为平动振型,在第3阶振型表现为扭转振型,针对结构因刚度突变而引起的扭转效应,故对4个模型的周期比进行分析。轻钢加层后,模型2的周期比为0.865,超出GB 50011—2010《建筑抗震设计规范》[5]的限值要求;模型3的周期比为0.740,模型4的周期比为0.451,均符合规范要求。可见防屈曲支撑有效地降低了结构整体的自振周期和周期比,有效地控制了整体的扭转效应。

2.2 反应谱分析

反应谱分析的本质是拟动力分析方法。在地震作用下,首先通过动力方法计算得到质点的地震响应,经统计形成反应谱曲线,再对结构进行静力分析。本文通过对每个振型的地震响应进行组合叠加,从而得到总结构地震响应值,即CQC组合方法[6]。反应谱工况下的4个模型层间位移角对比结果如图4所示。

图4 反应谱工况下各模型的层间位移角

从图4可以看出,轻钢加层的添加导致了结构顶部刚度突变,在6层和7层的层间位移角最大。相比于模型1,模型2的最大层间位移角为1/213,出现在第7层,而第6层的层间位移角为1/232,均超出GB50011—2010 规定的多层钢结构限值 1/250;模型3在添加防屈曲支撑后,6层和7层的层间位移角分别为1/983和1/925,满足规范要求,但在2～5层的层间位移角却有所增大;模型4将防屈曲支撑每层满布,6层和7层的层间位移角分别为1/1 723和1/1 466,均满足规范要求,因为防屈曲支撑的作用,各层的层间位移角相比于原结构均大幅减小,说明了防屈曲支撑在地震作用时能有效地控制结构的地震响应,降低整体结构扭转的不利影响。

2.3 Pushover分析

Pushover分析方法本质上仍是静力弹塑性分析方法,其与反应谱相结合,是近年来被广泛使用的基于性能的评估方法。

2.3.1 塑性铰的本构模型

塑性铰的本构关系由如图5所示。

图5 塑性铰本构模型

塑性铰受力点在A点,也被称为原点。随着受力,塑性铰在B点达到屈服。C点达到极限承载力,随即迅速下降,D点为残余强度点[7]。E点代表着塑性铰已经失效。在BC段存在3个能力水平:IO(直接使用)、LS(生命安全)、CP(防止倒塌)。

本文中框架柱采用PMM塑性铰,框架梁采用M3塑性铰,分别定义在柱端和梁端。

2.3.2 塑性铰的发展过程与分析

模型3的塑性铰发展过程如图6所示。塑性铰首先出现在防屈曲耗能支撑处和底部框架梁两端上(图6a);随着侧向荷载的增加,防屈曲支撑的变形也不断增大,底部和2层的柱开始出现塑性铰,塑性铰逐渐发展到第3层的梁端(图6b);侧向荷载的继续增大,塑性铰在底层梁端和柱端变形增大,在中间楼层框架也不断有新的塑性铰产生(图6c)。虽然防屈曲支撑对于顶层的加固有效限制了6层和7层框架的塑性铰产生,但对于底层结构的塑性铰并没有起到有效的抑制作用。

图6 模型3的塑性铰分布

模型4的塑性铰发展过程如图7所示。

图7 模型4的塑性铰分布

结构在底部3层和刚度突变的6、7两层的防屈曲耗能支撑上首先出现塑性铰(图7a);随着侧向荷载的增大,塑性铰出现在每层的防屈曲支撑上,且轻钢加层处的支撑塑性铰变形增大(图7b);随着侧向荷载的继续增大,塑性铰出现在下部结构的框架梁和底层的框架柱上,但均未达到屈服状态(图7c)。综上所述，罕遇地震作用时,防屈曲耗能支撑先于梁柱出现塑性铰,充分发挥了自身的耗能减震作用,保护主体结构在大震下不屈服或者不严重破坏,起到抗震第1道防线的作用。

2.3.3 Pushover曲线以及性能点分析

抗侧能力曲线通过对4个模型进行Pushover分析得到,如图8所示。

图8 基底剪力能力曲线

对比4个模型的抗侧能力曲线,在顶层位移相同时,模型2与模型1的抗侧能力十分接近,模型2略高,说明轻钢加层的添加后原结构地震作用下抗侧能力有所增加但不明显;模型3、模型4承受的基底剪力更大,与前述分析结果一致,凸显防屈曲支撑对于整体结构的刚度贡献。

性能点即根据能力谱法求得能力谱线与需求普线的交点。其各模型的层间位移角相互关系如图9所示。

图9 性能点处层间位移角

模型1～模型4的最大层间位移角分别为1/104、1/91、1/98、1/135,均已超过弹性层间位移角限值,结构进入弹塑性阶段。

从图9可以看出，在塑性阶段下,相比于模型3,模型4在每一层均布置防屈曲支撑,有效降低了每一层的层间位移,增强了抗变形能力,说明了防屈曲支撑在弹性阶段和塑性阶段对刚度的贡献不可忽视。

2.4 时程分析

地震是一种随机的动力作用,而Pushover分析是在静力作用下的非线性分析,因此需要用非线性时程分析作为Pushover分析的补充。非线性时程分析是一种考虑到结构中非线性构件属性的动力时程分析,可以较为真实地模拟地震的随机动力作用,从而得到结构在地震下的响应[8]。本工程设防烈度7度,罕遇地震下时程加速度最大值为220 cm/s2。地震波选取Elcentro、TangShan 2条天然波和1条人工波进行分析,如图10所示。Elcentro波、TangShan波和人工波加速度峰值分别为341.70、55.49、35.00 cm/s2,并根据规范对其乘以比例系数,使其峰值加速度与规范匹配。

图10 3种地震波时程曲线

在罕遇地震作用下,对模型1～模型4进行非线性时程分析,在El Centro波、TangShan波和人工波作用下的4种模型弹塑性层间位移角对比结果如图11所示。

由图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的最大弹塑性层间位移角均小于规范限值要求,而模型2在6层和7层的层间位移角发生突变,最大层间位移角均发生在第7层;模型3在轻钢加层处布置防屈曲支撑,其最大层间位移角虽符合规范要求,在轻钢加层6层处控制了结构的刚度突变,但并未降低1～5层的原结构的层间位移角;模型4在全结构布置了防屈曲支撑,既防止了加层结构的刚度突变,又降低了底部结构的层间位移角,有效控制了结构的薄弱层,对整体刚度和抗震能力的提高贡献更大。

图11 3种地震波下弹塑性层间位移角对比结果

3 结 论

(1) 传统框架结构采用轻钢加层后,因为刚度突变问题,结构自振周期明显增大,在布置2种防屈曲支撑方案后,自振周期有所降低,均能满足规范要求,降低地震对于整体结构的不利影响。

(2) 反应谱分析下,由于轻钢加层引起刚度突变,结构在竖向刚度分布不均匀,在6、7层形成薄弱层。通过布置防屈曲支撑,能有效地抑制塑性铰的产生,控制结构变形,利于抗震。在考虑防屈曲支撑布置方案时,模型3虽降低了顶部加层结构的层间位移角,但对下部结构的变形并未有控制作用,模型4的布置方式对所有层的位移角均产生了有效的控制效果。

(3) 在Pushover分析中,结构在布置了防屈曲支撑后,加层结构的初期塑性铰发展得到有效控制,符合抗震设计要求;在塑性阶段,模型4中防屈曲支撑先于结构的梁、柱出现塑性铰,耗散地震能量有较大提高,从而保护了结构的主体。

(4) 从时程分析可知,不同的防屈曲支撑布置方案对结构的影响较大,支撑的布置方案要全方位考虑成本以及使用要求等。选用合理布置方式,在加层结构的抗震中可以发挥更好的作用。