钢-混凝土组合转换桁架在超高层结构改造中的应用与分析
黄彬辉 李元齐 罗尽华. 钢-混凝土组合转换桁架在超高层结构改造中的应用与分析[J]. 建筑结构,2021,48(04):1-9.
HUANG Binhui LI Yuanqi LUO Jinhua. Application and analysis of steel-concrete composite conversion truss in renovation project of super high-rise structure[J]. Building Structure,2021,48(04):1-9.
1 工程概况
该项目位于上海市长宁区,是一幢6层裙房与31层塔楼连为一体的超高层加固改造工程
该项目的结构安全等级为二级,地基基础设计等级为甲级,后续使用年限为40年(B类)
2 结构设计
2.1 基础设计
该项目地下室共2层,地下室底板埋深为6.80m,相当于约为建筑总高的1/18,满足《高层建筑混凝土结构技术规程》(JGJ 3—2010)
2.2 结构布置
既有结构的主要跨度为7.2m和9m,混凝土检测强度等级分别为:C47(地下2层至地上9层),C45(10~16层),C40(17~24层),C35(25层及以上)。既有混凝土核心筒结构尺寸为15.2m×15.2m,外墙的厚度从下到上分别为400mm(地下2层至地上25层),350mm(26层至主屋面)和300mm(小塔楼),内墙厚度以250mm为主。裙房范围混凝土框架柱的截面尺寸主要以800mm×800mm为主,塔楼部分混凝土框架柱尺寸为1 300mm×1 300mm,裙房以上部分按50mm层层收进,顶部尺寸为850mm×850mm。裙房范围混凝土框架梁尺寸为450mm×700mm,塔楼部分框架梁尺寸为450mm×700mm。混凝土楼板典型厚度为120mm。
为满足建筑功能改造和相关规范(程)要求,地下室至地上6层部分框架柱截面加大,尺寸变化主要为:1 300mm×1 300mm扩大成1 600mm×1 600mm,800mm×800mm扩大成1 600mm×1 600mm,600mm×600mm扩大成1 600mm×1 600mm等;塔楼平面西南角和裙房局部增设屈曲约束支撑(图1(b));拆除裙房2,3层梁板,在2~6层洞口增设楼板。
2.3 结构整体计算分析
该项目整体结构计算主要采用了YJK和ETABS软件
按照《超限高层建筑工程抗震设防专项审查技术要点》(建质[2015]67号)要求及《上海市超限高层建筑抗震设防管理实施细则》(沪建管[2014]954号)的要求,该项目主要超限内容有扭转不规则或偏心布置、楼板不连续、侧向刚度不连续、竖向抗侧力构件不连续和塔楼偏置。针对上述情况,从整体结构布置、计算分析、设计内力调整和重要构件的延性等方面采取措施,制定的项目的抗震性能目标为C级,具体性能目标见表1,确保改造工程结构的安全性和可靠性。
抗震性能目标 表1
抗震设防烈度 |
多遇地震 | 设防地震 | 罕遇地震 | ||
性能水平定性描述 |
不损坏 | 可修复损坏 | 无倒塌 | ||
层间位移角限值 |
1/800 | — | 1/100 | ||
构 件 性 能 |
关 键 构 件 |
转换桁架 |
弹性 | 弹性 | 轻度损坏,修复后可继续使用 |
转换柱 |
弹性 | 弹性 | 轻度损坏,修复后可继续使用 | ||
核心筒底部加强区 |
弹性 |
抗剪弹性, 抗弯不屈服 |
轻度损坏,修复后可继续使用 | ||
底部加强部位 框架柱 |
弹性 |
抗剪弹性, 抗弯不屈服 |
轻度损坏,修复后可继续使用 | ||
普通 竖向 构件 |
裙房柱 (转换柱以外) |
弹性 |
抗剪弹性, 抗弯不屈服 |
部分构件中度损坏 | |
塔楼加强部位以外 的核心筒及框架柱 |
弹性 |
抗剪弹性, 抗弯不屈服 |
部分构件中度损坏 | ||
耗 能 构 件 |
框架梁 |
弹性 |
部分允许屈服, 抗剪不屈服 |
中度损坏、部分比较严重损坏 | |
一般连梁 |
弹性 | 允许屈服 | 中度损坏、部分比较严重损坏 | ||
屈曲约束支撑 |
弹性 | 屈服耗能 | 屈服耗能,不损坏 | ||
节点 |
不先于构件破坏 |
经计算,YJK计算的结构的前3阶周期分别为2.33,2.17,1.70s,ETABS计算的结构的前3阶周期分别为2.41,2.30,1.60s,质量参与系数均大于90%,前两阶均为平动,第3阶为扭转,第一扭转周期与第一平动周期的比值小于规范0.85的规定。多遇地震下基底地震剪力:YJK计算结果为26 203kN(X向)和24 600kN(Y向),ETABS计算结果为24 587kN(X向)和23 750kN(Y向)。最大层间位移角:YJK计算结果为1/1 228(X向)和1/1 017(Y向),ETABS计算结果为1/1 238(X向)和1/1 299(Y向)。YJK计算的扭转位移比分别为1.4(X向,1~3层抽柱后,扭转刚度降低,为1.71,故局部增设了屈曲约束支撑)和1.27(Y向),且均在6层;YJK计算的规定水平力作用下的底层框架柱的倾覆力矩比分别为21.1%(X向)和26.3%(Y向);剪重比和刚重比均满足规范要求;多遇地震下时程分析得出,每条时程曲线计算所得结构基底剪力大于振型分解反应谱法计算结果的65%且不大于135%,多条时程曲线计算所得结构基底剪力的平均值大于振型分解反应谱法计算结果的80%且不大于120%。
根据YJK和ETABS计算结果,两者计算结果接近,动力特性基本吻合,说明计算程序合适,计算结果可靠。弹性时程分析结果表明,可以按照振型分解反应谱法计算的地震作用结果设计,设计中按时程分析结果调整系数;设防地震作用下,墙肢的名义拉应力与混凝土抗拉强度标准值之比基本小于2.0,个别墙肢为2.046,略大于2.0,墙肢受拉验算满足要求,针对不足部分进行加固。对多遇地震作用下指定为弹性板的裙房楼板进行应力分析,得到恒载、活载与多遇地震基本组合作用下的平均应力,除个别洞口和转角位置有应力集中应力外,其余(包括平均应力)均小于混凝土抗拉强度,应力较大区域采用加大截面或碳纤维加固。罕遇地震作用下动力弹塑性时程分析结果表明,结构的最大层间位移角平均值分别为1/198(X向、17层)、1/155(Y向、12层),满足1/100限值要求。核心筒墙体受压下基本处于弹性状态,无压碎现象,核心筒内钢筋最大塑性应变大于1倍的屈服应变,且小于3倍的屈服应变,属于轻度破坏,其余墙体为轻微及以下破坏。裙房转换桁架未进入塑性,混凝土转换柱未发生受压损伤,钢筋未进入塑性,构件性能良好,楼板整体塑性发展水平低,具有较好地承担竖向荷载和传递水平地震的能力,满足“大震不倒”的要求。
2.4 双榀钢-混凝土组合转换桁架设计和计算分析
局部拆除既有结构的混凝土框架柱,采用了双榀钢-混凝土组合桁架加固,转换桁架总高度为3 310mm,上弦混凝土框架梁截面由既有的450mm×700mm扩大至1 600mm×1 060mm(新增材料为C60无收缩灌浆料),下弦由两肢平行的Q390B型钢H500×300×40×40组成,下弦之间由型钢H200×200×20×20连接而成,腹杆主要采用Q390B型钢H400×300×20×30和H300×300×20×30双拼,见图3。
2.4.1 施工过程设计分析
该项目转换桁架承载上部4层楼面的荷载,跨度为25.2m,对转换桁架的安全性要求高。转换结构除需满足结构竖向承载力要求外,还需将结构挠度控制在合理范围之内。在YJK计算分析的基础上,采用ETABS对整体结构在不利情况下进行分析,对转换桁架进行复核。将转换桁架支承的上部4层楼面结构竖向刚度的节点改为铰接,验算桁架的受力情况,并考虑施工过程模拟
考虑施工过程模拟后,桁架在1.0D(恒载)+1.0L(活载)工况下最大竖向变形为13.095mm;桁架下弦杆最大轴力为2 054kN,斜腹杆最大轴力为2 319kN,见图4。
若采用一次性加载,不考虑施工顺序,桁架在1.0D+1.0L工况下最大竖向变形为16.481mm;桁架下弦杆最大轴力为2 117kN,斜腹杆最大轴力为2 352kN,见图5。
一次性加载对桁架受力更为不利,但总体上与考虑施工过程模拟结果相差不大,最大相差3%,考虑施工过程模拟后挠度变形相对更小。
2.4.2 桁架关键节点有限元分析
(1)节点几何模型和内力
根据桁架整体结构分析结果,选取受力最大的转换桁架关键节点进行分析,有限元分析节点1,2位置见图3,其主要相关构件实体模型见图6,多遇地震和设防地震作用下内力见表2,3,设防地震弹性工况与多遇地震弹性工况下的内力明显变化主要是节点1的梁,下弦杆1,2和节点2的下弦杆1,2。采用ABAQUS软件对关键节点进行有限元分析
(2)节点有限元模型
C47混凝土采用实体单元C3D8R模拟、钢筋HRB335采用Truss单元T3D2模拟、钢板Q390B采用壳单元S4R模拟。节点1边界条件为节点右侧端固接,与次桁架相连区域面外水平向约束;节点2边界条件为柱底部固接,柱顶水平向约束。有限元网格划分及边界条件见图7。
(3)材料本构关系
混凝土材料采用弹塑性损伤模型,当混凝土材料进入塑性状态后,其抗拉刚度和抗压刚度降低,混凝土受拉、受压损伤系数分别用dt和dc表示;低周反复荷载作用下混凝土材料抗拉刚度和抗压刚度恢复,当荷载从受拉变为受压时,混凝土材料的裂缝闭合,抗压刚度恢复至原有的抗压刚度;当荷载从受压变为受拉时,混凝土材料的抗拉刚度不恢复;混凝土材料轴心抗压和轴心抗拉强度标准值按《混凝土结构设计规范》(GB 50010—2010)(2015年版)
节点1在多遇地震弹性和设防地震弹性工况下的各构件内力 表2
工况 |
受力类型 | 梁 | 下弦杆1 | 下弦杆2 | 斜腹杆1 | 斜腹杆2 |
多遇地震弹性工况(控制工况为 1.3D+1.5L+0.9W) |
轴力N/kN |
— | 711.8 | 667.4 | 2 830.1 | 2 453.9 |
剪力Vy/kN |
848.8 | 26.7 | 24.1 | — | — | |
弯矩/(kN·m) |
1 762.7 | 57.8 | 54.3 | — | — | |
设防地震弹性工况(控制工况为 1.2D+0.6L+1.3EY+0.5EZ) |
轴力N/kN |
— | 2 165.5 | 2 144.4 | 3 522.7 | 3 413.1 |
剪力Vy/kN |
1 439.2 | 58.7 | 67.5 | — | — | |
弯矩/(kN·m) |
176 937 | 82.1 | 77.8 | — | — |
注:D表示恒载;L表示活载;W表示风荷载;EY表示Y向地震作用;EZ表示Z向地震作用,余同。
节点2在多遇地震弹性和设防地震弹性工况下的各构件内力/kN 表3
工况 | 受力类型 | 梁 | 下弦杆1 | 下弦杆2 | 斜腹杆1 | 斜腹杆2 |
多遇地震弹性工况(控制工况为 1.3D+1.5L+0.9W) |
轴力N/kN | — | 3 896.4 | 3 804.2 | 2 343.9 | 2 441.7 |
剪力Vy/kN |
1 928.5 | 230.8 | 222.9 | — | — | |
弯矩/(kN·m) |
795.1 | 260.4 | 253.7 | — | — | |
设防地震弹性工况(控制工况为 1.2D+0.6L+1.3EY+0.5EZ) |
轴力N/kN | — | 6 888.4 | 6 727.7 | 2 979.9 | 3 144.5 |
剪力Vy/kN |
2 262.0 | 351.5 | 338.7 | — | — | |
弯矩/(kN·m) |
73.5 | 441.9 | 427.8 | — | — |
(4)有限元计算结果及分析
多遇地震作用下的计算结果表明,按不利情况考虑,桁架控制工况为1.3D+1.5L+0.9W,地震不起控制作用。多遇地震作用下转换桁架下弦杆的最大应力比为0.56,双榀桁架斜腹杆的最大应力比为0.64,次桁架斜腹杆的最大应力比为0.73。下弦杆最大拉力为3 700kN,斜腹杆最大轴力为4 047kN。
设防地震作用下的计算结果表明,按不利情况考虑,设防地震弹性设计阶段,桁架控制工况为1.2D+0.6L+1.3EY+0.5EZ。设防地震作用下转换桁架下弦杆的最大应力比为0.83,双榀桁架斜腹杆的最大应力比为0.72,次桁架斜腹杆的最大应力比为0.70。下弦杆最大拉力为3 247kN,斜腹杆最大拉力为4 421kN,下弦杆最大压力为6 995kN,斜腹杆最大压力为5 760kN。
多遇地震及设防地震作用下,节点1的混凝土受压损伤见图9,10。构件应力、应变结果见图11,12。
在多遇地震作用下,节点1的混凝土梁开始出现轻微受压损伤,梁内钢筋均处于弹性工作状态,最大钢筋应力为84.6MPa。钢桁架及节点、混凝土梁外贴钢板等均处于弹性工作阶段,最大应力为下弦桁架节点附近,为163.8MPa。因此,在多遇地震弹性工况下,节点1均处于弹性工作阶段,满足设计要求。在设防地震作用下,节点1的混凝土梁开始出现轻微受压损伤,梁内钢筋均处于弹性工作状态,最大钢筋应力为87.1MPa。钢桁架及节点、混凝土梁外贴钢板等均处于弹性工作阶段,最大应力为下弦桁架节点附近,为350.7MPa。因此,在设防地震弹性工况下,节点1均处于弹性工作阶段,满足设计要求。
多遇地震作用及设防地震作用下,节点2的构件的应力、应变结果见图13,14,混凝土受压损伤见图15,16。
在多遇地震作用下,节点2的混凝土梁柱开始出现轻微受压损伤,梁内钢筋均处于弹性工作状态,最大钢筋应力为159.5MPa。钢桁架及节点、混凝土梁柱外贴钢板等均处于弹性工作阶段,最大应力为下弦桁架节点附近,为294.3MPa。因此,在多遇地震弹性工况下,节点2均处于弹性工作阶段,满足设计要求。在设防地震作用下,节点2的混凝土梁柱开始出现轻微受压损伤,梁内钢筋均处于弹性工作状态,最大钢筋应力为153.9MPa。钢桁架、混凝土梁柱外贴钢板等均处于弹性工作阶段,最大应力出现在下弦桁架节点附近,接近钢筋屈服应力,为393.4MPa,轻微进入塑性。因此,在设防地震弹性工况下,节点2总体上均处于弹性工作阶段,满足设计要求。
3 结论
对双榀钢-混凝土转换桁架及其关键节点进行了多遇地震弹性和设防地震弹性工况下的有限元分析,主要结论如下:
(1)裙房局部1~3层需拆除3排框架柱(共5根)及其相连的2,3层部分梁板,对整体结构扭转产生一定的影响,扭转位移比偏大。通过采取设置支撑等措施后,结构的扭转位移比明显改善,由1.71下降至1.40。
(2)采用了双榀钢-混凝土组合转换桁架进行抽柱加固,经计算和分析表明,此加固技术能够满足整体结构承载和变形的要求,同时对转换桁架的节点进行了重点分析和加强,确保新旧结构连接的安全和可靠性。
(3)在多遇地震和设防地震作用下,钢-混凝土转换桁架作为整体结构的关键构件,构件基本处于弹性状态,满足设防地震不屈服要求。
(4)在多遇地震作用下,节点1和节点2的混凝土梁(柱)开始出现轻微受压损伤,梁内钢筋、钢-混凝土转换桁架及节点、混凝土梁、柱外贴钢板等均处于弹性工作阶段。在设防地震作用下,混凝土梁柱刚出现轻微受压损伤,梁内钢筋、钢-混凝土转换桁架、混凝土梁柱外贴型钢等均处于弹性工作阶段,最大应力出现在下弦桁架节点附近,其余部位处于弹性工作阶段或接近钢板屈服应力进入轻微塑性。因此,节点1和节点2在多遇地震和设防地震作用工况下,总体上均处于弹性工作阶段,满足设计要求。
[2] 混凝土结构设计规范:GBJ 10-89[S].北京:中国建筑工业出版社,1989.
[3] 建筑抗震设计规范:GBJ 11-89[S].北京:中国建筑工业出版社,1989.
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[5] 建筑抗震鉴定标准:GB 50023—2009 [S].北京:中国建筑工业出版社,2009.
[6] 高层建筑混凝土结构技术规程:JGJ 3—2010 [S].北京:中国建筑工业出版社,2011.
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[9] 建筑抗震设计规程:DGJ 08-9—2013[S].上海:上海市建设和交通委员会,2013.
[10] 郭庆生,张元春,庞京辉,等.大跨度混凝土楼板钢结构转换桁架临时支撑技术[J].施工技术,2012,41(10):108-109,112.
[11] 石亦平,周玉蓉.ABAQUS有限元分析实例详解[M].北京:机械工业出版社,2006.
[12] 混凝土结构设计规范:GB 50010—2010[S].2015年版.北京:中国建筑工业出版社,2015.
[13] 米海珍,胡燕妮.塑性力学[M].北京:清华大学出版社,2014.
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