周慧洁东莞市建青建筑设计有限公司 广东东莞 523000
摘要：本文主要针对建筑框架结构抗震加固设计展开了探讨，通过结合具体的工程实例，对结构加层和加固的设计作了详细的阐述，并系统科学的分析了静力弹塑性，以期能为有关方面的需要提供有益的参考和借鉴。
关键词：框架结构；抗震加固；设计
我国是地震高发国家，地震造成的人员伤亡，居世界首位。同时，我国地震区也分布较广。随着近年来，我国地震灾害的频发，人员的伤亡和建筑的破坏越来越多，这也使得建筑单位更加重视建筑框架的抗震加固设计工作。基于此，本文就建筑框架结构抗震加固设计进行了探讨，相信对有关方面的需要能有一定帮助。
1 工程概况该工程为钢筋混凝土框架结构，楼板为现浇混凝土楼板。教学主楼分为AB 两段，A 段为地上7 层，B 段为4 层，位置紧邻在B 段12 轴左侧；B 段左方紧邻办公楼，变形缝分隔开了3 个单体，如图1。需将教学楼B段加层至与A 段一样高，增加大小会议室和树立完整的建筑立面，改造后教学楼主入口设在A 段。
B 段楼首层层高为4.5m，2～4 层层高为3.6m，总建筑面积为12000m2；采用天然地基柱下独立基础，基底标高为－3.00m。现场检测结果显示构件配筋和截面尺寸与原设计图纸相符，框架梁主要截面尺寸为：250mm×650mm；中柱主要截面尺寸为：550mm×400mm，边柱主要截面尺寸为：500mm×400mm；实测柱混凝土强度值为30.8～43.8MPa，梁为31.0～39.8MPa。教学楼无地基不均匀沉降和使用超载现象，无影响结构安全的严重变形与损伤。
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图1 建筑平面图2 结构加层和加固设计2.1 加层和加固设计B段结构平面如图2所示。建筑设计中B段增加3层做大小型会议室，平面柱网与原有结构一致，在立面上与A段保持高度平齐，新加楼层高度也需要与A段一致，以保证改造后教学楼建筑功能。其中新增的第5层为小型会议室，5层以上为大空间的大型会议室，由于大空间的需要，6层只在12和13轴处保留中柱和局部楼板。常用的结构加层方案有外套式结构加层和直接加层两种，两者较大的区别包括是否需要新加基础和新旧结构连接上。
由于本工程受地形和建筑外立面条件限制，不宜增加结构围套；另外增加层数不多，基础加固量较小，因此采用结构直接加层的方案。为减少新增加的重力荷载，增层采用钢框架和组合楼板结构形式，采用方钢管柱250mm×350mm×18mm，工字形钢主梁600mm×800mm×8mm×12mm，5层和局部6层采用压型钢板－混凝土组合楼板，7层为保温棉加压型钢板的不上人屋面。
阻尼取值是加层设计计算中的难点。抗震规范中对不超过12层钢结构在多遇地震下的阻尼比可采用0.035，钢筋混凝土框架为0.05；但对于不同材料组成的混合结构。考虑此次加层楼层层数不多，结构主体仍为混凝土结构；另外增加屈曲约束支撑的消能构件后，结构的总阻尼比应为结构阻尼比和消能部件附加给结构的有效阻尼比的总和，因此混合结阻尼仍取为0.05。设计试算中发现铰接柱脚对楼层位移和层间位移角有较大影响，铰接比刚接形式柱脚的楼层位移大出约20%，5层层间位移角明显增大，不利于结构抗震，因此设计中增层钢柱与原结构按刚性节点连接。
加层后框架抗震等级为3级；抗震设防烈度7度（0.10g），设计地震分组为第1组，建筑场地类别为II类。采用PKPM软件计算，结果显示钢结构楼层层质量较混凝土楼层明显较小，如表1新增3层的恒载和活载共增加833.3吨，使原有楼层地震剪力增大，混凝土框架整体内力增大。SATWE计算结果显示四层顶梁抗弯和抗剪配筋不足，部分原有基础截面不足，底层柱受弯配筋不足。因此对4层顶梁采用粘钢板和贴碳纤维布方式加固；对教学楼结构的外围基础进行加大截面处理；对框架柱采用外包角钢法加固。
基础加大截面和包钢加固如图2所示。新增基础混凝土强度为C30，采用三级钢HＲB400，加大基础截面之前将柱包钢施工完毕，角钢延伸至基础顶面；清洗基础混凝土表面，在基础上表面四周做植筋；再架立和绑扎钢筋笼，浇筑C30新混凝土。通过施工措施保证新旧基础混凝土良好的结合和加固角钢在基础顶的锚固。
新增钢结构楼层后，混合结构整体柔度增大，自震周期值变大，第1周期从0.928s增加到1.173s；除首层和2层的Y向层间位移角值，7层结构的每一楼层位移角比原有对应四层结构均偏大，如表2。由于6层只在局部有楼板，结构整体质心偏移，加层后地震作用下结构扭转现象明显，表2中7层结构的第2周期扭转系数为0.97；且第3周期及以后加层钢结构部分呈现不规则的局部震型。为调整结构抗扭和抗侧刚度，同时为增加结构冗余度，建立具有多道抗震防线的结构体系，如图2在1到6层的12和18轴框架边跨上，设计增加屈曲约束支撑，详细信息如表3。由表2可见，加支撑后的7层结构刚度明显增大，自震周期值（1.078s）介于到4层结构（0.928s）和7层结构（1.173s）之间；由于支撑的设置使刚度强轴方向转变为Y轴，原有加层结构扭转现象消除，4、5层层间位移角差异减小，结构的局部震型消失。
2.2 新增钢柱脚连接节点设计在确定新加钢柱脚为刚性节点后，如何通过配筋构造实现钢柱与原有混凝土柱头的有效传力，避免混凝土向钢柱过渡时刚度的突变，保证新增框架水平高度与原有楼层严格一致，便捷的安装屈曲约束支撑，这些是施工图设计中的难点。根据本工程实际条件进行设计节点构造如图3所示。该节点工艺可实施性较强，同时满足设计要求。
改造中先凿除原屋面细石混凝土层之上的柔性防水层。在钢柱脚底设置混凝土柱头，在屋面周边和新加柱脚节点之间，设置大于600mm高卧梁，通过柱头和卧梁来增加钢框架底部整体性。新增混凝土柱头植筋前，为保证框架柱加固角钢在柱端部的有效锚固，在角钢端部焊接直径较小的钢筋穿过梯形梁牛腿，延伸出屋面后用钢板条在水平方向焊接连接。之后在柱头区域内植入6根直径25三级钢筋，在柱体内有足够锚固长度，同时延伸高出卧梁顶大于100mm长，给植筋端头在卧梁顶留出与钢柱底板焊接的空间，通过调节钢筋长度可使柱底板处在合适的水平高度上，使新增钢框架楼层与A段原有楼层保持高度一致。钢柱脚底板上设有四个M16锚栓孔，但由于柱端钢筋密集，植筋钢筋很难对应锚栓孔位置，在设定好柱脚底板水平高度后，将底板与植筋钢筋端部焊接；同时埋入一定长度锚栓钢筋，在底板上将螺帽栓紧。为预防钢柱脚直接连接混凝土楼层的引起柱体的刚度突变，采用在钢管柱底部的外包混凝土柱，外包柱高出卧梁顶部1m。钢管外部设直径16mm的剪力栓钉，间距200mm，以保证钢管与混凝土有效粘结和协同工作；为防止钢管壁屈曲，在钢管内部设置十字加劲肋。屈曲约束支撑的安装采用在卧梁端部设置由钢筋端头加锚栓连接两块20mm厚钢板的预埋连接件，钢板之前的高度可随梁高而调节，待混凝土梁结硬完毕，支撑端板一侧焊接在预埋钢板上，另一侧焊在钢管柱壁；避免了在混凝土梁柱上植筋和做连接钢底板的常规做法。施工时混凝土分二次浇筑，先浇筑出与卧梁和混凝土柱头，确定钢柱底板高度后，对外包钢筋混凝土柱进行二次浇筑。
图3 新增钢柱脚节点3 静力弹塑性分析PKPM软件中支撑被定义为弹性杆件，在结构刚度变大和地震周期变短后，每层地震力有不同幅度的增加，并不能显示支撑耗能和对结构整体破坏机制的影响。采用Etabs软件对有无设置屈曲约束支撑加固的七层混合结构进行静力弹塑性分析。模型中将梁、柱和支撑的失效破坏通过塑性铰定义，采用程序的M铰模拟梁的塑性性能，采用P－M－M铰模拟柱的塑性性能，梁和柱的塑性绞均设在构件两个端部。采用P轴力铰模拟屈曲约束支撑的塑性性能，根据表3中的产品信息，指定了支撑P绞的轴向正、负屈服承载力以及屈服位移参数，P铰设在支撑杆长中心位置。模型经过静力弹塑性计算后，结构基底剪力和推覆监测点处位移关系如图4所示。极限状态下结构塑性绞分布如图5。在有支撑情况下，结构基底剪力明显增大，屈曲约束支撑对于结构有明显的地震防线作用，在监测点达到一定位移值（86.3mm）时，基底剪力到达峰值点，此时支撑斜杆先于框架梁、柱屈服，多处支撑的P绞达到塑性失效水平，结构出现一定卸载，但结构并未倒塌失效；之后基底剪力重新增长，在多处出现梁绞的情况下，结构被推覆至破坏。如图5（a）所示为监测点达到最大位移值时加支撑的7层混合结构塑性绞分布，由图可见加层钢结构部分除了支撑杆件，其他部位未出现塑性铰。
图5（b）的未加支撑的7层混合结构，推覆位移发展较快，在达到一定值时（163.3mm），1层柱底普遍出现塑性铰，结构被推覆至破坏。由此可见，在有支撑加固情况下，屈曲约束支撑充当起结构的第一道抗震防线，推覆过程中塑性绞集中出现于框架梁端，结构在出现大量梁绞破坏而达到极限承载力，从而实现加层后结构的“强柱弱梁”抗震破坏机制。
图5 结构破坏机制4 结语建筑框架结构抗震加固工作对于我国经济的发展、社会的稳定具有重要意义。随着近年来我国地震灾害的频发，做好建筑框架结构抗震加固的工作，对减少灾害中生命和财产的损失有着极大的帮助。综上所述，本文通过结合具体的工程实例对建筑框架结构抗震加固设计作了探讨，旨在能为类似的设计工作提供范例。
参考文献：[1]盛宝平、万巍.某多层框架结构教学楼的抗震加固工程技术.山西建筑.2011（36）.[2]胡凯、储隽、谢宇峰、瞿革.某单跨框架结构抗震加固设计与分析[J].建筑结构.2010（S2）.
论文作者:周慧洁
论文发表刊物:《基层建设》2015年2期供稿
论文发表时间:2015/9/8
标签：结构论文; 塑性论文; 混凝土论文; 位移论文; 屈曲论文; 楼层论文; 框架论文; 《基层建设》2015年2期供稿论文;