基于受损的某单层轻钢厂房抗震性能分析★

丛 宇 钟 燕

(1.四川省文物考古研究院，四川 成都 610041； 2.西南科技大学土木工程与建筑学院，四川 绵阳 621010)

0 引言

因轻钢结构厂房施工快速，在20世纪90年代后大量建设了此种建筑，由于厂房使用时已接近设计基准期，因此现役厂房大多有不同程度损伤，诸如构件锈蚀、变形及构件损坏等，但拆除会造成资源浪费。对于这些带有损伤的厂房结构，某些柱底部部分破坏导致约束减弱，会降低结构抗侧能力，但结构未必会在发生地震时发生连续性倒塌，评估其抗震性能至关重要[1-3]。实践证明针对这些厂房，精确计算不同损伤后结构抗震能力[4]，针对性提出加固方案，能够提高结构安全可靠的同时做到经济合理。

虽然单层轻钢结构厂房自重较轻，未受损伤情况下抗震性能好[5,6]。目前国内通用的抗震鉴定标准[7]中没有关于单层钢结构厂房的鉴定内容，抗震鉴定标准适用于单层钢筋混凝土柱厂房，不适用于单层钢结构厂房。在柱底约束部分失效的情形下地震作用仍会导致结构倒塌，但在相同作用条件下柱底的失效情况不同也会引起结构的不同倒塌程度和连续倒塌概率。因此对其进行抗震性能评估，施加适当的加固措施，减轻倒塌程度，降低因柱底失效引起连续倒塌的概率，并形成方法至关重要。

以柱底部有损伤破坏的某农贸市场单层钢结构厂房为研究对象，通过现场查看测量，应用有限元软件SAP2000对损伤厂房建立数值分析模型，进行抗震能力计算，并开展结构加固后的抗震性能分析，获得加固后结构抗震性能，评估其在地震发生时的安全可靠性，为此类厂房的损伤评定及加固方案设计提供借鉴。

1 模型建立

以厂房柱底损坏实际，通过改变柱底约束情况来实现不同损伤数量、不同损伤状况的诸多工况，实现对整个结构受力状态的综合判断，给出是否需要加固及加固方案的可行性。厂房长60 m，宽18 m，柱距6 m，柱高10 m，屋脊高12 m(见图1a))。柱截面为φ200×5 mm，横梁为桁架结构，下弦截面为φ50×3 mm，支杆截面为φ30×3 mm，檩条采用槽钢200 mm×50 mm×10 mm×3 mm，屋顶斜撑截面为φ30×3 mm，屋面采用1 mm厚彩钢板，柱底损伤照片(见图1b),图1c))，钢材均为Q345B型结构钢，本构曲线如图2所示，厂房檐口细部构造及整体建模如图3所示。

屋顶恒载0.25 kN/m2，活载0.3 kN/m2，通过质量元的方式施加到结构上。梁柱节点采用铰接方式，柱和横梁连接处布置塑性铰，利用塑性铰假定描述构件非线性关系，在构件端部刚性区域各有一个塑性铰(见图4)。塑性铰之间区域假定为线性，塑性铰定义符合FEMA356规定：柱构件定义为P-M2-M3塑性铰，梁定义为M3塑性铰，梁柱塑性铰控制参数，如图5所示。

将柱底约束为固接，对其进行模态分析，得到结构前三阶周期为T1=3.27 s，T2=3.26 s，T3=2.96 s，前三阶振型分别为沿X轴的平移、沿Y轴的平移、绕Z轴的扭转，如图6所示。

输入的地震波为EL-Centro波时，加速度峰值取341.7 cm/s2，持续时间30 s，时程曲线见图8。输入地震强度为7度罕遇，施加到X,Y两个方向。计算时结构阻尼比取0.02，考虑水平作用下结构P—Δ二阶效应，采用威尔逊直接积分法计算。由表1加速度峰值和EL-Centro波加速度峰值可得7度罕遇地震比例系数为0.645。

表1 地震加速度时程的最大值 cm/s2

2 受损结构抗震性能分析

图9为工况1～工况4时柱顶X向位移时程，当柱脚全部为固支时，位移峰值是105.37 mm，随柱脚简支由中间向外部增多，位移逐渐变大，但增幅较小，到工况4时，位移突然剧增，峰值变为246.96 mm，虽则此时梁柱尚未出现塑性铰，但柱顶部的侧移已超过门式刚架设计规范[8]规定的限值h/60，即为柱高10 m，10 000/60=166.67 mm，整个厂房结构会有倒塌的危险。尤其是部分柱底部有损伤的情况下，会使得厂房有连续倒塌破坏的危险，基于此应对柱进行加固，或采用诸如增设柱间斜向支撑方式，改变结构体系构成，提高整体结构抗外载破坏的能力。工况1～工况4位移峰值见表2。

工况5时，当施加到6.6 s时，第一个塑性铰出现在边柱底，此时该铰变形进入强化阶段，6.7 s时另一边边柱柱脚也出现塑性铰，7.9 s时塑性铰变形增大，随构件内部残余变形不断积累，到8.3 s一边的边柱柱脚塑性铰变形达到极限变形，随后其余柱塑性铰不断发展，结构柱顶位移无限增大，表明结构已破坏，其塑性铰发展及柱顶位移变化如图10所示。

表2 工况1～工况4位移峰值 mm

工况6的塑性铰发展情况如图11a)所示，随着地震作用增大，柱子塑性铰由中间外向扩展，到9.8 s时，大部分柱顶达到极限变形，结构破坏，柱顶位移变化如图11b)所示。

工况7中，地震波作用下边柱柱顶X向位移峰值为117.09 mm，中间柱由于柱脚没有约束，在Z轴方向产生较大振动，位移峰值达到230.52 mm，但结构并未出现塑性铰。工况8时，当施加荷载后，由于较多柱脚未约束，在竖向荷载下，结构产生变形引起柱P—Δ二阶效应，部分柱底出现塑性铰，随变形增大，塑性铰不断发展，最终导致结构发生破坏(见图12)。因此在工况8时，结构已不能承受竖向荷载，工况9破坏模式类似，在竖向承载能力上不满足承载要求。

结构Y向位移变化情况同X向基本一致，由于工况8，工况9不满足承载能力要求，而工况2～工况7能满足抗震性能设计要求，且这些工况柱脚不全为固结，因此对这六种工况进行加固计算，加固方式为增加斜撑，斜撑采用等边角钢L100×10，布置在结构纵向和横向外侧，斜撑与梁柱节点间采用铰接方式，支撑在荷载作用下仅承受轴力作用，如图13所示。

3 加固后结构抗震性能分析

采用贴焊圆钢管方式对损伤柱加固后，工况2～工况7中结构均未出现塑性铰，且柱顶位移大幅减小，图14为柱顶位移时程曲线。

对比加固前后位移峰值变化，工况2柱顶X向位移峰值9.10 mm比之前114.21 mm减小92%，满足规范[8]规定侧移限值要求，加固效果明显，加固前工况4位移突然剧增，工况5开始结构出现塑性铰并破坏，加固后工况4和工况5位移峰值同工况3接近，远小于加固前，构件未进入塑性(见表3)。

表3 加固后柱顶位移峰值 mm

4 结论

厂房结构承力构件多，几根柱底部部分失效，约束减弱后，厂房在静载作用下未必会发生倒塌，但在水平强震作用下结构不经过加固，发生连续倒塌的可能性在大幅提升。

1)根据计算损伤厂房结构在地震前后的柱顶侧移可知，加固前柱顶端位移较大，已超过相应规范限值，给结构安全可靠性带来一定风险，需进行加固处理。

2)依据软件计算结果，结构采用斜撑加固后，遭受地震作用后杆件未出现新的塑性铰，且顶层位移减少很多，说明对受损结构采用斜撑进行抗震加固效果较好。