本文作者：李忠煜、鄭云、惠云玲 單位：中冶建筑研究總院有限公司

我國于1978年開始頒布實施抗震設計規范，隨著對地震不斷深入的了解，抗震設計規范于1989年、2001年、2010年三次進行大范圍修訂，抗震標準不斷提高，而上世紀八十年代以前的建筑結構也由此普遍存在未進行抗震設計或抗震設計標準較低的問題，為保證這些建筑結構的使用安全需對此類建筑結構進行鑒定加固。目前常見的傳統結構加固方式是是從結構自身增強結構抗震能力，通常從結構的整體性、抗側剛度或延性等方面來增強結構的抗震性能，并且在地震中依靠結構的彈塑性變形或塑性鉸來消耗地震輸入的能量。此外近年逐漸興起新型耗能減震加固方式。耗能減震加固不同于傳統抗震加固，而是在結構中增設耗能單元，使結構主體在小震作用時保持彈性狀態，滿足正常使用要求，而在大震作用下耗能單元率先進入彈塑性狀態來消耗大部分地震輸入的能量，進而減少結構主要抗側力構件所承受的地震作用，避免進入明顯非彈性階段，保護結構主體。

兩種加固方式單純從施工角度比較，常用的傳統加固方式相對施工周期較長，施工復雜，而在耗能減震加固方式中，耗能支撐、耗能部件可在工廠預先制作完成、現場安裝，施工周期短而且方便。本文以SAP2000為計算工具，結合某一既有建筑的三種不同加固方案，對采用傳統加固方式與耗能減震加固方式的抗震效果進行對比，以期對類似工程提供參考。

1工程概況

北京市某建筑位于中心城區，為半地下室結構，建筑平面外包尺寸為長約38m，寬約28m的工字型，平面布置如圖1所示。該單元結構形式為四層現澆鋼筋混凝土框架結構，層高分別為3.15m、8.5m、10.5m、7.85m。結構總高度30m，局部突出屋面5.3m，該結構平面布置較為復雜，框架柱柱距分布不均勻為2.3m～4.7m不等，除地下室外，各層均有最大跨度約為26m的單排框架，框架柱截面沿層高逐層減小，且X、Y兩軸軸線均不對稱，該結構框架柱混凝土設計強度為300#、框架梁、板混凝土設計強度200#，鋼筋主筋為280N/mm2，箍筋為240N/mm2。該建筑建于建國初期，目前已使用超過50年，參照當時前蘇聯抗震設計規范設計，抗震設計標準較低，抗震措施考慮不足，目前設計資料保存完整，經鑒定，結構無法滿足《建筑抗震鑒定標準》要求，需對結構進行加固處理，但該結構加固要求不得改變原結構使用功能，內部填充墻體布置不滿足均勻對稱，且加固要求不得對外墻外立面有任何改變。依照現行《建筑抗震設計規范》，該框架結構抗震等級一級，抗震設防烈度為8度，設計地震加速度值為0.2g,地震分組為第一組，場地土類型為Ⅱ類。

2計算分析

本文對三套加固方案進行非線性時程分析，計算采用有限元空間模型，并按照框架梁、柱單元建模，樓板采用空間板單元、樓梯考慮為梁、板組合體。由于該建筑的原設計標準較低，故對該建筑具體抗震性能進行重新計算，對原建筑在多遇地震及罕遇地震下計算各采用4條地震波進行時程分析計算，計算所采用地震波全部由當地地震局提供。經計算自振周期T1=1.691s(扭轉)，T2=1.541s(Y向)，T3=1.130s(扭轉)X為結構薄弱方向；可見原建筑對抗震考慮考慮不足，結構平面布置不合理，造成扭轉效應較大，原建筑具體計算結果見表1、表2。由表2可知，主體結構在8度多遇地震下存在層間位移不滿足規范規定的1/550的要求，并且主體在罕遇地震下也存在樓層彈塑性層間位移不滿足規范規定的1/50的限值。由此表明，該建筑多遇地震的彈性時程分析及罕遇地震彈塑性時程分析結果均存在部分樓層不滿足層間位移角限值，同時對該建筑主要構件進行配筋驗算也表明，該建筑結構主要構件配筋不足，需對該樓進行抗震加固。根據該建筑結構的實際情況設想以三套加固方案，分別為局部增設抗震墻、增設粘滯阻尼消能器、加設防屈曲支撐。

方案一，增設現澆鋼筋混凝土抗震墻，改變結構抗震體系，增大整體剛度：方案一布置如圖2所示，原建筑內、外墻裝修層較厚，可以將內墻填充墻拆除并布置成160mm厚現澆鋼筋混凝土抗震墻之后新增抗震墻表面布置裝修層，未開窗外墻可在內側布置160mm厚現澆鋼筋混凝土抗震墻，采用該方案并不影響該建筑使用功能，但是由于原建筑結構本身布置不對稱，且原填充內墻也不對稱，無法做到對結構兩方向剛度均勻增大，加固后仍可能于扭轉不利，同時考慮到原結構底部剛度較大，可以采用框肢抗震墻結構體系。

方案二，采用新型消能減震加固方法，增設粘滯阻尼消能器：方案二布置如圖3，考慮原建筑的建筑使用功能要求在每層角部及中部適當位置布置粘滯阻尼消能器，并采用人字型鋼支撐形式使增設的粘滯消能器水平放置，發揮最大消能效果。將支撐緊靠外墻內側布置，該布置方式不會對建筑使用功能帶來影響，并且采用該加固方式并未對結構引入附加剛度，只是單純增大了結構自身阻尼。

方案三，仍采用消能減震加固方法，增設防屈曲支撐：在結構變形較大部位的四角按對角形式布置，保證成對布置原則，并上下各層連續，采用此種加固形式既增大了結構剛度，又在原結構中增設了消能器，增設防屈曲支撐，改變了結構剛度分布，一方面是結構在小震作用下減小主要抗側力構件的地震作用，另一方面，在罕遇地震作用時，防屈曲支撐率先進入塑性耗能階段，保護結構主體。三套方案對比，增設抗震墻方案實際受建筑布置要求較大，甚至只能布置成框肢抗震墻結構，抗震墻體布置較多，對結構改變較大；增設防屈曲支撐要求對結構各層上下連續，并保證成對出現；布置粘滯阻尼消能器無上述要求，兩種新型加固形式，僅對結構部分位置加固，施工簡單易行。

對三套加固方案進行非線性時程分析，消能單元粘滯阻尼器應用SAP2000中Damper單元模擬，防屈曲支撐在多遇地震下應用方形截面桿單元模擬，罕遇地震作用下應用簡單的雙線性Multi-linearPlastic單元模擬。三套方案相關計算結果見表3、表4。經計算分析，增設抗震墻后，結構自振周期減為T1=0.847s(扭轉),T2=0.837s(扭轉)T3=0.648s(X向)，結構扭轉效應加劇。由表3、表4可以明顯看出增設抗震墻后，結構主體所承受的基底剪力顯著增大，結構所承受的地震作用增大，而由于結構剛度的增大，結構的層間位移、層間位移角得到有效控制，小于鋼筋混凝土框架-抗震墻彈性層間位移角1/800、彈塑性層間位移角1/100限值，地震作用主要由新增的抗震墻承受，經計算框架柱等抗側力構件所承受地震作用平均減小20%～30%。

采用增設粘滯阻尼的方案二，相關參數選取C=500kN/(m/s)α,α=0.3，增設粘滯阻尼耗能器，不會增加結構的剛度，不會影響結構的自振周期，僅增大了結構的阻尼，應用SAP2000進行快速非線性分析。粘滯阻尼器在罕遇地震作用下進入耗能階段，其中在頂層安置的一阻尼器在Y向User1地震作用下滯回曲線見圖2。表3、表4計算結果表明采用該方案加固可以顯著降低結構主體的地震作用，基底剪力大幅降低，結構的層間位移角符合《減震抗震設計規范》(GB50011-2010)中12.3.3-3“消能減震結構的層間彈塑性位移角限值符合預期的變形控制要求，宜比非消能減震結構適當減小”的規定。地震輸入的能量通過消能器的往復運動得到消耗，結構抗側力構件所承受的地震作用平均減小60%以上。

同樣采用消能減震加固方式的方案三，由于增設了防屈曲支撐，對結構主體引入了附加剛度，結構的抗側剛度增大，對結構的自振周期、結構所承受的地震作用將產生影響。經計算結構自振周期減為T1=1.381s(兩方向平動疊合),T2=1.361s(兩方向平動疊合)，T3=1.068s(扭轉)，Y向地震波User1作用下，安置在頂層角部防屈曲支撐滯回曲線見圖3。由計算結果可以看出，增設防屈曲支撐在多遇地震下基底剪力大于原結構基底剪力，表明結構的剛度增大，承受的地震作用增大，而結構的彈性變形明顯變小，說明增設防屈曲支撐的結構在多遇地震下，防屈曲支撐與普通鋼支撐作用效果一致；罕遇地震作用下，增設防屈曲支撐的結構基底剪力增幅不大，防屈曲支撐進入塑性變形耗能階段，計算結果顯示，結構抗側力構件承受地震作用減小16%～29%。

3結論

以上三組加固方案相對比，三組方案在結構位移控制、主要抗側力構件降低承受地震作用方面均顯示出其有效性，均可保證結構的彈性、彈塑性層間位移角滿足規范規定限值；而在抗側力構件承受的地震作用上，增設粘滯阻尼消能器的方案顯示很好的效果；在基底剪力控制方面，增設抗震墻方案、增設防屈曲支撐都由于引入了附加剛度引起了基底剪力的增大而可能需要對基礎進行加固，但增設防屈曲支撐的方案引起的基底剪力增加顯著低于增設抗震墻的方案。

故通過對北京市某建筑加固方案進行計算得出以下結論：

(1)局部增設抗震墻、增設粘滯阻尼消能器、加設防屈曲支撐均可以有效的對結構進行加固，單從施工簡便角度出發，建議優先選擇耗能減震加固方式；

(2)增設抗震墻與加設防屈曲支撐，兩者在減少主要抗側力構件所承受地震作用相差不多時，雖然增設抗震墻的結構可以對層間位移進行更有效的控制，但是該加固方式對結構整體剛度增大較多，結構整體所承受的基底剪力顯著增大，可能需要對基礎進行加固處理；

(3)相對增設粘滯性消能器，增設防屈曲支撐對結構彈性位移的控制更有效，而粘滯性消能器更側重于對罕遇地震下結構的彈塑性位移的控制，此外可以看出增設粘滯阻尼可以非常有效的減少結構抗側力構件所承受的地震作用及基礎承受的基底剪力。