由于我国大部分经济较发达地区处于环太平洋地震带, 现有118个人口百万以上的城市中101个位于地震活动区^[1]。据统计, 目前我国既有房屋建筑面积已超过381.02亿m^{2 [2]}, 其中可观数量的建筑已接近或超过其设计使用年限, 存在较大的安全隐患, 因此如何对既有建筑的抗震性能进行合理评估, 并提出性能提升的加固方法是当前土木工程研究的重要方向。

　　 目前, 既有混凝土结构的抗震加固方法主要有:增大截面加固法、置换混凝土加固法、外加预应力加固法、外粘型钢加固法、粘贴碳纤维布加固法、粘贴钢板加固法、增设支点加固法等^[3]。近年来相关的研究屡见不鲜, 周长东等^[4]针对混凝土圆柱的预应力碳纤维条带加固法开展了不同轴压比下的抗震性能试验研究, 加固后高轴压比混凝土圆柱的承载力、延性和耗能能力均有较大提升;宗周红等^[5]开展了粘贴钢板加固混凝土箱形桥墩的双向拟静力试验, 研究表明, 加固后桥墩柱均发生以弯曲破坏为主的延性破坏, 塑性铰由未加固时的桥墩底上移至加固钢板位置的上边缘;黄建锋等^[6]围绕震损钢筋混凝土框架的增大截面加固法进行了1/2缩尺比两层双跨框架模型抗震性能试验, 结果表明, 无论是对未损框架还是震损框架, 采用增大截面法进行加固均能较大程度地提高框架的整体承载、变形和耗能能力。

　　 在这些方法中, 粘贴纤维增强复合材料 (fiber reinforced plastics, 简称FRP) 加固法由于强度高、施工方便等优点广受学术界和工程界青睐。由于其材料性能独特、与混凝土的粘结和约束关系复杂, 相关的研究工作一直是既有混凝土结构抗震加固研究的热点之一。众多学者从试验、数值模拟和理论计算等方面开展了大量的研究工作, 陆新征等^[7]基于细观单元有限元数值模拟结果, 建立了一组FRP-混凝土界面本构模型以及界面剥离强度计算公式;顾冬生等^[8,9]开展了FRP加固钢筋混凝土圆柱的抗震性能试验, 并提出了FRP加固钢筋混凝土圆柱的变形能力计算方法;王代玉等^[10,11]进行了高轴压比CFRP约束钢筋混凝土圆柱抗震性能试验和有限元分析研究, 并进一步基于CFRP约束钢筋混凝土方柱的轴压试验, 建立了考虑钢筋、尺寸效应及CFRP包裹层数等参数影响的CFRP中等约束混凝土方柱反复受压本构模型。

　　 上述的研究工作主要从构件层面对粘贴FRP加固及其他方法加固混凝土结构的抗震性能进行了探讨, 而在实际加固工程中, 从结构体系和经济性的角度, 往往需要结合其他方法对既有混凝土框架进行加固, 以改善结构综合抗震性能。本文主要以江苏某公司生产车间的加固工程为背景, 考虑近场、远场不同地震动特点, 开展既有混凝土框架综合抗震加固前后抗震性能的研究。首先, 介绍该生产车间的结构特点, 并据此开展综合加固设计;随后, 建立结构三维有限元模型, 开展动力特性分析, 探讨结构的偏心不规则情况;最后, 进行结构在远场和近场地震作用下的动力弹塑性分析, 对比分析加固方案对结构抗震性能的提升。

　　 江苏某公司生产车间为四层钢筋混凝土框架结构 (图1) , 始建于2001年, 建筑高度为15.9m, 建筑面积约为2 000m²。地处南通市, 建筑抗震设防类别丙类, 结构安全等级二级, 抗震设防烈度6度, 设计基本地震加速度值0.05g, 设计地震分组第二组, 场地类别Ⅱ类, 场地特征周期0.40s。该工程于2012年1月中旬发生火灾, 由于过火面积较大, 且过火时间较长 (约3h) , 火灾后建筑结构构件及主体结构有不同程度的损伤, 构件的灾后评定等级为b, c级, 因此须对该工程进行抗震加固, 并分别从构件截面和结构体系层面对加固前后结构抗震性能进行分析。加固后, 建筑结构的安全等级为二级;结构设计使用年限为40年。

　　 根据检测单位出具的鉴定报告, 该结构存在以下问题:1) 部分钢筋混凝土构件承载力不满足要求;2) 结构动力时程分析结果表明, 部分地震波作用下结构层间位移角接近甚至超过《建筑抗震设计规范》 (GB 50011—2010) (2016年版) (简称抗规) 要求。因此, 依据抗规、《混凝土结构加固设计规范》 (GB 50367—2013) 等相关规范, 综合采用增大截面、外包角钢和粘贴碳纤维等方法对结构进行抗震加固。

　　 框架柱采用灌浆料增大截面和外包角钢法加固, 如图2 (a) 所示, 框架柱截面分为400×400, 300×300两种, 底层柱与上部柱截面相同、配筋不同, 底层柱采用灌浆料增大截面法加固, 以提高底层结构刚度和承载力。如图2 (b) 所示, 在原柱截面四面增大截面, 每边各增加80mm, 截面配筋纵向钢筋1220, 箍筋8@100/200, 新增截面采用C40灌浆料浇筑。上部柱采用外包角钢法加固, 以增加楼层的承载力和变形能力, 如图2 (c) 所示, 在原柱截面角部外包4根L75×5不等边角钢, 沿柱高方向设置截面为40×4箍板, 加密区间距200mm, 非加密区间距300mm。

　　 框架梁采用粘贴碳纤维和粘贴钢板法加固, 以改善梁承载和变形能力, 图3 (a) 给出了楼面梁平面布置图。对其中的X向结构梁JGL1采用粘贴钢板的加固方法, 如图3 (b) 所示, 在梁底通长粘贴1层截面为250×4钢板, 并沿梁长度方向设置U形钢板箍, 规格为100×4, 间距为400mm, 同时在梁两侧面各设置宽度为100mm的碳纤维布压条2条, 在梁腰部及板底部各设置同样宽度的碳纤维布压条1条。Y向结构梁JGL2采用粘贴碳纤维布法加固, 如图3 (c) 所示, 梁底通常粘贴宽度为250mm的碳纤维布一层, 并沿梁长度方向设置宽度为200mm、间距为400mm的碳纤维布U形箍, 同时在梁两侧面各设置宽度为100mm的碳纤维布压条2条, 在梁腰部及板底部各设置1条, 碳纤维布规格为200g/m²。粘贴碳纤维或钢板后, 表面挂网粉刷20mm厚的水泥砂浆一层。楼板采用板底粘贴碳纤维布法加固, 填充墙采用水泥砂浆粉刷修复加固。

　　 在上述设计的基础上, 利用PKPM对结构构件进行了设计验算, 图4给出了底层混凝土构件的验算结果, 可见:加固前部分柱轴压比超过规范限值;加固后柱的轴压比范围为0.15～0.49, 满足抗规的要求, 框架梁承载力有显著提升, 并满足要求。因此, 在构件截面层面, 结构承载能力及抗震性能有效增强。

　　 为进一步从结构体系层面对结构加固前后的抗震性能进行评估, 利用有限元软件OpenSees建立结构三维有限元模型, 如图5 (a) 所示。其中梁和柱采用基于纤维模型的非线性梁单元建模, 纤维模型的基本原理是:把构件纵向分为多个微段, 在每个微段的中点把横断面双向划分为平面网格, 每一网格的中心为数值积分点, 网格的纵向微段即定义为纤维;通过计算每个纤维的内力, 并在断面内进行数值积分, 即可求解每个微段的内力变化过程^[12]。采用增大截面法加固的柱和粘贴碳纤维布法加固的梁的单元纤维划分如图5 (b) 和图5 (c) 所示, 每根钢筋为一个纤维, 柱的混凝土部分按双轴对称划分, 梁的混凝土部分按单轴对称划分, 新增碳纤维布沿长度方向划分, 假定碳纤维布与混凝土表面变形协调。

　　 原结构采用了C25混凝土和HRB335钢筋, 加固时采用C40灌浆料, HPB300, HRB335, HRB400钢筋。建模时, 混凝土均采用Concrete02材料本构 (建模时根据抗规对参数进行折减) , 钢筋和钢板均采用Steel01材料本构, 碳纤维布采用弹性模量为2.4×10⁵MPa的弹性材料模拟。Concrete02采用了Kent-Scott-Park模型, 其应力-应变关系如图6 (a) 所示, 其中, E₀为混凝土初始弹性模量;f_{c, m}, ε₀分别为混凝土受压时的峰值应变和应力;ε_u, f_u分别为混凝土极限应变和极限应力;f_t为混凝土受拉峰值应力;E_t为混凝土受拉区退化模量;λ为极限压应力处初始弹性模量降低系数。Steel01采用了理想弹塑性模型, 其应力-应变关系如图6 (b) 所示, 其中, f_y为钢筋屈服强度, E₀为钢筋弹性模量, b为硬化系数。

　　 为分析结构动力特性并校验模型, 同时采用PKPM和ETABS软件建立了结构模型, 并采用这3种软件分别对结构进行模态分析。得到加固前结构前3阶自振周期, 见表1。可以看出, 加固前结构前3阶自振周期数值较为接近, 3种软件所建立模型的计算结果相近, 第1阶自振周期的最大差值仅为3.2%, 所建立的分析模型具有一定的准确性。结构前3阶振型如图7所示, 第1阶振型为扭转振型, 第2, 3阶振型为平动振型, 结合表1计算结果, 结构第1阶扭转周期比达到1.03, 可见由于结构平面呈较为不规则的L形, 质量中心和刚度中心有一定的偏心, 使得结构整体振动受扭转振动的影响较大。

　　 由于近场地震^{[13,14,15,16]}的长周期和速度脉冲等特征, 将会对结构产生较为严重的速度和位移冲击, 这对结构提出更高的强度和变形要求。因此为进一步验证加固后结构的可靠性, 本文在选取了3条远场地震波的基础上, 又选择了3条近场地震波进行动力时程分析。选取近场地震波的5个基本条件为:1) 震级6.5级以上;2) 震中距 (R) 小于15km;3) 表层30m深度内的平均剪切波速度变化范围为260～510m/s;4) 有明显的速度脉冲, 峰值速度PGV与峰值加速度PGA之比大于0.2;5) 峰值加速度PGA大于200cm/s², 并且峰值速度PGV大于40cm/s。

　　 选取的1条远场地震波和近场地震波的时程曲线如图8 (a) , (b) 所示, 各条地震波的反应谱曲线如图8 (c) 所示。对比规范反应谱可见, 所选取的地震波满足抗规在频域能量上的统计意义要求。

　　 利用PKPM和ETABS进行反应谱分析, 并将6条地震波加速度峰值调幅至18gal进行多遇地震作用下的弹性时程分析。得到结构基底剪力如表2所示, 分析可见:1) 相同工况下, 结构X, Y向基底剪力数值接近, 结合表1结果可见, 由于框架柱为方形截面, 结构各楼层双向刚度和质量源均相等, 导致了弹性状态下两个方向的动力特性较为接近;2) 与反应谱法计算结果相比, 所选地震波输入结构后得到的基底剪力能够满足抗规中每条时程曲线所得底部剪力不小于反应谱法结果的65%和多条时程曲线平均结果不应小于反应谱法结果的80%的要求;3) 对比近场地震和远场地震作用下的计算结果, 总体上, 近场地震作用下的结构基底剪力大于远场地震作用下的计算结果。

　　 图9给出了Y向多遇地震作用下的结构位移响应, 对比图9 (a) , (b) 可见:1) 多遇地震作用下加固前后结构层间位移角最大值出现于底层, 且均小于抗规限值 (1/550) ;2) 加固前结构底层柱的截面尺寸与上部柱相同, 因此底层层间位移角相对于2层大42.9%左右, 加固后, 底层柱截面增大, 导致底层刚度明显增加, 而上部柱刚度增加较小, 因此, 底层层间位移角与2层数值较为接近。分析图9 (c) 给出的基底剪力-底层位移的线弹性关系曲线可知, 在多遇地震作用下, 即使是结构变形最大的底层也尚处于弹性状态, 刚度退化不明显。

　　 将地震波调幅至设防地震的峰值加速度50gal, 进行设防地震作用下的结构弹塑性时程分析。图10给出了Y向设防地震作用下的结构位移响应, 对比图10 (a) , (b) 可见, 设防地震作用下结构层间位移角的分布规律与性能提升规律与多遇地震作用下相近, 但在近场地震作用下底层的层间位移角平均降低了77.5%, 大于多遇地震作用下的68.7%。图10 (c) 给出了基底剪力-底层位移曲线, 可知在设防地震作用下, 近场地震工况加固前, 结构底层部分进入了塑性阶段, 层间刚度有一定的退化, 但加固后结构底层在设防地震作用下保持弹性, 因此, 加固后近场地震工况的底层层间位移角降低效果要好于远场地震工况。

　　 图11给出了Y向设防地震作用下结构的顶点位移时程曲线, 可见在相同的地震动强度下, 远场地震工况的结构顶点位移峰值小于近场地震工况, 且加固后近场地震工况的顶点位移峰值减少率达到77.6%, 远大于远场地震工况的30.6%。

　　 将地震波调幅至罕遇地震的峰值加速度125gal, 进行罕遇地震作用下的结构弹塑性时程分析。图12给出了Y向罕遇地震作用下的结构位移响应, 对比图12 (a) , (b) 可见:1) 加固前远场地震工况的层间位移角未超过抗规限值 (1/50) , 近场地震工况的底层层间位移角已超过限值 (1/50) , 结构进入塑性损伤;2) 加固后结构底层层间位移角有较大的减小, 在所有工况下均能满足规范要求;3) 无论何种工况下, 结构顶部两层的层间位移角减小均较小, 最小仅为14.1%。图12 (c) 给出了基底剪力-底层位移曲线, 可知在罕遇地震作用下, 近场地震工况加固前, 结构底层完全进入了塑性屈服阶段, 层间刚度有较大程度的退化, 但加固后结构底层基本保持弹性。

　　 图13给出了罕遇地震作用下结构的顶点位移时程曲线, 可见在相同的地震动强度下, 远场地震工况时, 结构在加固前后的顶点位移都较小且时程曲线比较平缓;而在近场地震的加速度脉冲位置, 加固前结构的顶点位移突然加大, 结构发生破坏, 刚度迅速退化, 从而导致了结构在地震后有较大的残余变形。加固后, 结构在脉动时刻的顶层位移降至了加固前的14.0%左右, 地震过程中结构整体仍处于弹性状态, 震后残余变形为0。

　　 (1) 构件截面的抗震验算表明, 所提出的加固方案改善了结构抗震性能, 使得框架梁、柱的承载力能够满足相关规范要求。

　　 (2) 加固后, 结构的层间位移角、顶点位移和基底剪力等结构性能指标均有不同程度的减小, 层间位移角最大减小可达81.5%;且近场地震作用下的减小幅度明显大于远场地震。

　　 (3) 近场地震的长周期和速度脉冲, 对多层偏心钢筋混凝土框架产生较为严重的速度和位移冲击, 使结构产生明显大于同等强度远场地震作用下的结构响应, 多遇、设防和罕遇地震作用下近场地震工况的底部层间位移角分别为远场地震工况的1.7, 2.5和3.8倍, 开展抗震加固设计时需予以注意。