底層框架—抗震墻磚房抗震性能研究

王世敏 高小旺 蘇經宇

0 引言

地震災害是世界上發生最多的自然災害之一，它對人類社會的危害非常嚴重。2008年5月12日，在我國四川省汶川縣，發生了里氏8.0級，震中烈度為11度的大地震，多個省市受災。據統計，建筑物和基礎設施的損失很大，占到了總損失的7成[1]。通過對底部框架—抗震墻房屋震害的調查，給我們的印象是這類房屋經過合理的抗震設計具有較好的抗震性能。這主要是這類房屋的底部一層為鋼筋混凝土框架和一定數量的鋼筋混凝土抗震墻體系，這種框架—抗震墻體系具有較好的承載能力和變形、耗能能力。底部框架—抗震墻房屋震害可分為三種情況:1)底層墻體、框架柱破壞嚴重;2)由于底部抗震墻數量較多造成上部磚房破壞嚴重;3)底部與上部破壞都不嚴重，即較為均勻的結構。

本文通過結構靜力彈塑性分析，研究底層設置不同數量抗震墻對結構薄弱樓層位置和整體結構抗震能力的影響。

1 底部一層框架—抗震墻磚房工程概況

本工程位于都江堰地震災區，在遭受汶川地震后，結構二層發生了中等破壞，其余幾層均無明顯破壞。結構為底部一層框架其上四層磚混，外加坡屋頂，底層層高3.9 m，其余四層層高3 m。抗震設防烈度為7度第一組二類場地，房屋抗震重要性類別為丙類，抗震等級為二級，結構及基礎安全等級為二級，基礎設計等級為丙級。底框部分梁、柱、板混凝土為C30，其余部分為C20。底框部分梁、柱、板主筋保護層厚度分別為:25 mm，30 mm，15 mm，其余部分梁、柱、板主筋保護層厚度分別為:20 mm，30 mm，20 mm。底層隔墻采用240厚頁巖非承重空心磚M5混合砂漿砌筑，二、三層采用MU10承重頁巖空心磚M10混合砂漿砌筑，四層采用MU10承重頁巖空心磚M7.5混合砂漿砌筑，五層及以上部分采用MU10承重頁巖空心磚M5混合砂漿砌筑。

2 結構的靜力非線性分析

2.1 建模時的簡化處理

分析時不考慮基礎對上部結構的影響，因此分析時認為底部框架墻柱與基礎完全剛接。建模時考慮分網后節點的耦合問題、計算耗時因素，對實際結構做如下簡化:1)由于結構為對稱結構，選兩單元中的一個單元建模;2)樓房的陽臺、外挑檐以及懸挑梁均未建模;3)坡屋面層簡化為一個與五層相同的標準層;4)所有的樓梯間只留出樓梯間洞口，未對樓梯建模。結構的有限元模型見圖1。

2.2 加載模式

模型采用倒三角加載模式，力加在每層樓的樓板部位，對結構施加足夠大的力，直到把結構推垮為止。根據數據最后收斂步來推算結構所受最大剪力以及每一步加載力的大小。

其中，Pi，wi，hi分別為第i層的荷載、重力代表值和距地面高度;Vb為總荷載;參數k的取值與結構基本周期T有關，即:

本結構模態分析得到結構基本周期為0.294 4 s＜0.5 s，因此k值取1。

2.3 結構的橫向分析

本文對結構橫向作了如下分析:1)原結構的橫向分析;2)原結構去掉底層橫向兩邊跨跨中的兩片抗震墻的橫向分析;3)原結構去掉底層橫向兩邊跨跨邊的四片抗震墻的橫向分析;4)原結構去掉底層所有抗震墻的橫向分析。

2.3.1 原結構的橫向分析

結構頂部控制點位移與底部剪力在不同加載階段的荷載—位移關系曲線如圖2所示。

在整個加載過程中，結構主要受水平方向的剪力作用，結構構件的變形也是以剪切變形為主，彎曲變形為輔。二層的破壞最嚴重，一層、三層的次之，四層發生輕微破壞，五、六層基本沒有破壞。因此，薄弱層為二層，二層的薄弱部位是門窗洞口處的墻體。當結構加載到4 337 kN時，二層部分構件完全屈服，失去承載能力，結構垮塌，頂層控制點的位移為0.080 7 m。

2.3.2 原結構去掉底層橫向邊跨跨中的抗震墻的橫向分析

結構頂部控制點位移與底部剪力在不同加載階段的荷載—位移關系曲線如圖3所示。

結構臨近垮塌時，底層柱、抗震墻開裂，但沒有屈服構件;二層的裂縫已經發展充分，部分構件已經屈服;三、四層裂縫相對較少也沒有構件屈服;五、六層以上很少有裂縫出現。薄弱層仍為二層，當結構加載到4 992 kN時，二層部分構件完全屈服，失去承載能力，結構垮塌，頂層控制點的位移為0.138 m。

2.3.3 原結構去掉底層橫向兩邊跨跨邊的抗震墻的橫向分析

結構頂部控制點位移與底部剪力在不同加載階段的荷載—位移關系曲線如圖4所示。

結構臨近垮塌時底層柱、抗震墻裂縫發展充分，但沒有屈服構件;二層的裂縫已經發展充分，部分構件已經屈服;三、四層裂縫相對較少也沒有構件屈服;五、六層以上很少有裂縫出現。薄弱層仍為二層，當結構加載到5 056 kN時，二層部分構件完全屈服，失去承載能力，結構垮塌，頂層控制點的位移為0.143 m。

2.3.4 原結構去掉底層所有抗震墻分析

結構頂部控制點位移與底部剪力在不同加載階段的荷載—位移關系曲線如圖5所示。

結構臨近垮塌時底層所有柱裂縫發展充分，部分構件已經屈服;二、三層的裂縫已經發展比較充分，但沒有出現屈服構件;四層裂縫相對較少也沒有構件屈服;五、六層以上很少有裂縫出現。薄弱層為底層，當結構加載到4 190 kN時，底層部分柱完全屈服，失去承載能力，結構垮塌，頂層控制點的位移為0.146 m。

2.3.5 結構臨近垮塌時底層層間位移

表1 結構臨近垮塌時底層層間位移

從表1可以看出，當原結構去掉底層橫向邊跨跨中和跨邊的抗震墻后，結構臨近垮塌時底層層間位移相對原結構有明顯的增加，為原結構位移的2倍多，但結構的薄弱層沒有發生變化，仍然是第二層;當原結構去掉底層所有抗震墻時，結構臨近垮塌時底層位移幾乎為原結構的7.5倍，并且此時結構的薄弱層發生了變化，底層最終垮掉。

3 結語

通過作橫向對比分析可以看出原結構由于底部抗震墻設置較多，其薄弱樓層在第二層，由于第二層相對很弱，裂縫只有在第二層發展，所以結構整體抗震能力相對較差;去掉底部部分抗震墻后，雖然整個樓的薄弱層仍為第二層，但相對薄弱的程度已經緩解，底層變形增加，整樓的抗剪能力和變形耗能能力增強，抵抗大震能力明顯提高。當去掉底部所有抗震墻時，結構薄弱層部位發生了實質性變化，底層成為薄弱層且底層變形明顯增大，結構抗震能力下降。因此，底層的抗震墻合理設置及其底層與第二層的抗震承載能力盡量均勻有助于提高這類結構抵抗大地震的能力。

[1] 林雪麟.汶川特大地震造成多大損失[J].四川統一戰線，2009(5):35.

[2] 高小旺.七層底層框架抗震墻磚房1/2比例模型抗震試驗研究[J].建筑科學，1995(4):18-23.

[3] 高小旺.底部兩層框架抗震墻磚房1/3比例模型抗震試驗研究[J].建筑科學，1994(3):12-18.

[4] 王富恥，張朝暉.ANSYS 10.0有限元分析理論與工程應用[M].北京:電子工業出版社，2006:155-178.

[5] 呂西林，金國芳，吳曉涵.鋼筋混凝土結構非線性有限元理論與應用[M].上海:同濟大學出版社，1994:10-18.