韓天成, 陳道政

(合肥工業(yè)大學(xué) 土木與水利工程學(xué)院,安徽 合肥 230009)

伴隨著國(guó)家經(jīng)濟(jì)迅速發(fā)展,當(dāng)前建筑的發(fā)展日新月異。對(duì)于上世紀(jì)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(mǎn)足當(dāng)下使用需求。針對(duì)某些特殊性、功能性的建筑,其仍具有使用價(jià)值或紀(jì)念價(jià)值,將其直接拆除是一種巨大的浪費(fèi)。為響應(yīng)建設(shè)資源節(jié)約型社會(huì)的號(hào)召,對(duì)已有房屋進(jìn)行加層改造,使其滿(mǎn)足新的使用要求[1]。輕鋼加層具有質(zhì)量輕、對(duì)原結(jié)構(gòu)影響小、施工快等優(yōu)點(diǎn)。在現(xiàn)場(chǎng)施工中,通常在原先混凝土結(jié)構(gòu)上加上輕鋼加層,形成一種組合結(jié)構(gòu)。但下部為混凝土結(jié)構(gòu),上部為輕型鋼結(jié)構(gòu)的組合會(huì)在交界處產(chǎn)生剛度突變,豎向剛度、靜力荷載以及結(jié)構(gòu)的動(dòng)力特性都有較大變化,嚴(yán)重影響整體結(jié)構(gòu)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(jié)構(gòu)整體的側(cè)向剛度,降低建筑的水平位移,降低結(jié)構(gòu)的扭轉(zhuǎn)效應(yīng); 在罕遇地震時(shí),防屈曲支撐屈服耗散地震能量,降低整體結(jié)構(gòu)的位移響應(yīng)[2]。本文以實(shí)際工程為例,通過(guò)SAP2000有限元分析整體結(jié)構(gòu),建立了原結(jié)構(gòu)、加設(shè)輕鋼加層后結(jié)構(gòu)以及添加了防屈曲支撐后的整體結(jié)構(gòu)進(jìn)行抗震分析,研究輕鋼加層加固方案,對(duì)防屈曲支撐的合理布置及抗震性能等方面進(jìn)行分析[3]。

1 工程概況

本工程為蒙城縣第一小學(xué)科技樓加固改造項(xiàng)目,該樓為5層現(xiàn)澆鋼筋混凝土框架結(jié)構(gòu)。該結(jié)構(gòu)層高為底層4.5 m,標(biāo)準(zhǔn)層3.6 m。底層柱截面500 mm×500 mm,標(biāo)準(zhǔn)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?；炷涟灏搴駷?00 mm,柱混凝土強(qiáng)度為C30,梁、板混凝土強(qiáng)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?？拐鹪O(shè)防烈度7度,設(shè)計(jì)基本加速度為0.10g,設(shè)計(jì)地震分組第1組,場(chǎng)地類(lèi)別為Ⅱ類(lèi)。軸網(wǎng)布置如圖1所示。

圖1 某科技樓底層柱軸網(wǎng)布置

經(jīng)過(guò)現(xiàn)場(chǎng)多次實(shí)際探勘,從鑒定檢測(cè)報(bào)告可得以下結(jié)論:原結(jié)構(gòu)基礎(chǔ)狀態(tài)良好,未發(fā)生不均勻沉降;上部混凝土框架結(jié)構(gòu)受力較好,未出現(xiàn)損害現(xiàn)象;填充墻體抹灰涂層因部分老化并脫落,未發(fā)生結(jié)構(gòu)性損傷破壞,如圖2所示。因?yàn)樵谑褂霉δ苌蠈?duì)原結(jié)構(gòu)有新的需求,所以在5層基礎(chǔ)上另加2層輕型鋼結(jié)構(gòu)作為大型會(huì)議室以及活動(dòng)中心使用。新加樓層層高均為3.6 m,加層鋼結(jié)構(gòu)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(fù)合板。原框架結(jié)構(gòu)設(shè)計(jì)時(shí)留有較大富裕度,在輕鋼加層后通過(guò)驗(yàn)算,梁、柱和基礎(chǔ)的承載力均能滿(mǎn)足當(dāng)前抗震設(shè)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(xiàn)場(chǎng)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(duì)于整體結(jié)構(gòu)的抗震性能影響,本文通過(guò)SAP2000建立了4個(gè)有限元模型,如圖3所示。

圖3 框架結(jié)構(gòu)有限元模型

模型1為5層鋼筋混凝土框架原結(jié)構(gòu);模型2為添加輕鋼加層之后的原結(jié)構(gòu);模型3考慮到加層后結(jié)構(gòu)在輕鋼加層與混凝土結(jié)構(gòu)連接處出現(xiàn)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(jié)構(gòu)整體的扭轉(zhuǎn)效應(yīng),經(jīng)多組模型試算結(jié)果比較,在原結(jié)構(gòu)每一層的Y向邊跨布置耗能支撐。由于結(jié)構(gòu)的X方向尺寸遠(yuǎn)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(jié)構(gòu)整體對(duì)地震的響應(yīng)。

2.1 模態(tài)分析

對(duì)建立的4個(gè)模型分別進(jìn)行模態(tài)分析,其自振周期為T(mén)1～T4,見(jiàn)表1所列。

表1 各模型自振周期

從表1可以看出,原結(jié)構(gòu)(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(duì)比模型1T1有所增大,說(shuō)明輕鋼加層的添加對(duì)于結(jié)構(gòu)整體自振周期有一定影響;當(dāng)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T(mén)3=1.254 s、T4=0.922 s,對(duì)比模型2明顯降低,說(shuō)明支撐有效提高了結(jié)構(gòu)剛度。原結(jié)構(gòu)第1階、第2階振型均為平動(dòng)振型,在第3階振型表現(xiàn)為扭轉(zhuǎn)振型,針對(duì)結(jié)構(gòu)因剛度突變而引起的扭轉(zhuǎn)效應(yīng),故對(duì)4個(gè)模型的周期比進(jìn)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(shè)計(jì)規(guī)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(guī)范要求?？梢?jiàn)防屈曲支撐有效地降低了結(jié)構(gòu)整體的自振周期和周期比,有效地控制了整體的扭轉(zhuǎn)效應(yīng)。

2.2 反應(yīng)譜分析

反應(yīng)譜分析的本質(zhì)是擬動(dòng)力分析方法。在地震作用下,首先通過(guò)動(dòng)力方法計(jì)算得到質(zhì)點(diǎn)的地震響應(yīng),經(jīng)統(tǒng)計(jì)形成反應(yīng)譜曲線(xiàn),再對(duì)結(jié)構(gòu)進(jìn)行靜力分析。本文通過(guò)對(duì)每個(gè)振型的地震響應(yīng)進(jìn)行組合疊加,從而得到總結(jié)構(gòu)地震響應(yīng)值,即CQC組合方法[6]。反應(yīng)譜工況下的4個(gè)模型層間位移角對(duì)比結(jié)果如圖4所示。

圖4 反應(yīng)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(dǎo)致了結(jié)構(gòu)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(xiàn)在第7層,而第6層的層間位移角為1/232,均超出GB50011—2010 規(guī)定的多層鋼結(jié)構(gòu)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(mǎn)足規(guī)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(mǎn)布,6層和7層的層間位移角分別為1/1 723和1/1 466,均滿(mǎn)足規(guī)范要求,因?yàn)榉狼蔚淖饔?各層的層間位移角相比于原結(jié)構(gòu)均大幅減小,說(shuō)明了防屈曲支撐在地震作用時(shí)能有效地控制結(jié)構(gòu)的地震響應(yīng),降低整體結(jié)構(gòu)扭轉(zhuǎn)的不利影響。

2.3 Pushover分析

Pushover分析方法本質(zhì)上仍是靜力彈塑性分析方法,其與反應(yīng)譜相結(jié)合,是近年來(lái)被廣泛使用的基于性能的評(píng)估方法。

2.3.1 塑性鉸的本構(gòu)模型

塑性鉸的本構(gòu)關(guān)系由如圖5所示。

圖5 塑性鉸本構(gòu)模型

塑性鉸受力點(diǎn)在A點(diǎn),也被稱(chēng)為原點(diǎn)。隨著受力,塑性鉸在B點(diǎn)達(dá)到屈服。C點(diǎn)達(dá)到極限承載力,隨即迅速下降,D點(diǎn)為殘余強(qiáng)度點(diǎn)[7]。E點(diǎn)代表著塑性鉸已經(jīng)失效。在BC段存在3個(gè)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(fā)展過(guò)程與分析

模型3的塑性鉸發(fā)展過(guò)程如圖6所示。塑性鉸首先出現(xiàn)在防屈曲耗能支撐處和底部框架梁兩端上(圖6a);隨著側(cè)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(kāi)始出現(xiàn)塑性鉸,塑性鉸逐漸發(fā)展到第3層的梁端(圖6b);側(cè)向荷載的繼續(xù)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(chǎn)生(圖6c)。雖然防屈曲支撐對(duì)于頂層的加固有效限制了6層和7層框架的塑性鉸產(chǎn)生,但對(duì)于底層結(jié)構(gòu)的塑性鉸并沒(méi)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(fā)展過(guò)程如圖7所示。

圖7 模型4的塑性鉸分布

結(jié)構(gòu)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(xiàn)塑性鉸(圖7a);隨著側(cè)向荷載的增大,塑性鉸出現(xiàn)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(cè)向荷載的繼續(xù)增大,塑性鉸出現(xiàn)在下部結(jié)構(gòu)的框架梁和底層的框架柱上,但均未達(dá)到屈服狀態(tài)(圖7c)。綜上所述，罕遇地震作用時(shí),防屈曲耗能支撐先于梁柱出現(xiàn)塑性鉸,充分發(fā)揮了自身的耗能減震作用,保護(hù)主體結(jié)構(gòu)在大震下不屈服或者不嚴(yán)重破壞,起到抗震第1道防線(xiàn)的作用。

2.3.3 Pushover曲線(xiàn)以及性能點(diǎn)分析

抗側(cè)能力曲線(xiàn)通過(guò)對(duì)4個(gè)模型進(jìn)行Pushover分析得到,如圖8所示。

圖8 基底剪力能力曲線(xiàn)

對(duì)比4個(gè)模型的抗側(cè)能力曲線(xiàn),在頂層位移相同時(shí),模型2與模型1的抗側(cè)能力十分接近,模型2略高,說(shuō)明輕鋼加層的添加后原結(jié)構(gòu)地震作用下抗側(cè)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(jié)果一致,凸顯防屈曲支撐對(duì)于整體結(jié)構(gòu)的剛度貢獻(xiàn)。

性能點(diǎn)即根據(jù)能力譜法求得能力譜線(xiàn)與需求普線(xiàn)的交點(diǎn)。其各模型的層間位移角相互關(guān)系如圖9所示。

圖9 性能點(diǎn)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(guò)彈性層間位移角限值,結(jié)構(gòu)進(jìn)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(qiáng)了抗變形能力,說(shuō)明了防屈曲支撐在彈性階段和塑性階段對(duì)剛度的貢獻(xiàn)不可忽視。

2.4 時(shí)程分析

地震是一種隨機(jī)的動(dòng)力作用,而Pushover分析是在靜力作用下的非線(xiàn)性分析,因此需要用非線(xiàn)性時(shí)程分析作為Pushover分析的補(bǔ)充。非線(xiàn)性時(shí)程分析是一種考慮到結(jié)構(gòu)中非線(xiàn)性構(gòu)件屬性的動(dòng)力時(shí)程分析,可以較為真實(shí)地模擬地震的隨機(jī)動(dòng)力作用,從而得到結(jié)構(gòu)在地震下的響應(yīng)[8]。本工程設(shè)防烈度7度,罕遇地震下時(shí)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(jìn)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(jù)規(guī)范對(duì)其乘以比例系數(shù),使其峰值加速度與規(guī)范匹配。

圖10 3種地震波時(shí)程曲線(xiàn)

在罕遇地震作用下,對(duì)模型1～模型4進(jìn)行非線(xiàn)性時(shí)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(duì)比結(jié)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(guī)范限值要求,而模型2在6層和7層的層間位移角發(fā)生突變,最大層間位移角均發(fā)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(guī)范要求,在輕鋼加層6層處控制了結(jié)構(gòu)的剛度突變,但并未降低1～5層的原結(jié)構(gòu)的層間位移角;模型4在全結(jié)構(gòu)布置了防屈曲支撐,既防止了加層結(jié)構(gòu)的剛度突變,又降低了底部結(jié)構(gòu)的層間位移角,有效控制了結(jié)構(gòu)的薄弱層,對(duì)整體剛度和抗震能力的提高貢獻(xiàn)更大。

圖11 3種地震波下彈塑性層間位移角對(duì)比結(jié)果

3 結(jié) 論

(1) 傳統(tǒng)框架結(jié)構(gòu)采用輕鋼加層后,因?yàn)閯偠韧蛔儐?wèn)題,結(jié)構(gòu)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(mǎn)足規(guī)范要求,降低地震對(duì)于整體結(jié)構(gòu)的不利影響。

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

(3) 在Pushover分析中,結(jié)構(gòu)在布置了防屈曲支撐后,加層結(jié)構(gòu)的初期塑性鉸發(fā)展得到有效控制,符合抗震設(shè)計(jì)要求;在塑性階段,模型4中防屈曲支撐先于結(jié)構(gòu)的梁、柱出現(xiàn)塑性鉸,耗散地震能量有較大提高,從而保護(hù)了結(jié)構(gòu)的主體。

(4) 從時(shí)程分析可知,不同的防屈曲支撐布置方案對(duì)結(jié)構(gòu)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(jié)構(gòu)的抗震中可以發(fā)揮更好的作用。