縱墻開洞的砌體結構抗震性能多因素分析

張望喜,田 慧,吳 昊,李 勃,史佳佳,易偉建

(1. 湖南大學 土木工程學院,湖南 長沙 410012; 2. 湖南大學 工程結構損傷診斷湖南省重點實驗室,湖南 長沙 410012)

0 引言

通過唐山大地震[1]、汶川地震[2]等歷次震害統計資料可以發現,在地震中破壞最為嚴重的是砌體結構房屋,而砌體房屋的縱墻開洞口數量和尺寸遠高于橫墻,縱墻破壞尤為突出,可能造成大量的人員傷亡和財產損失。

針對砌體結構抗震性能,研究人員做過很多試驗研究和數值模擬分析。史慶軒等[3]對窗洞尺寸不同的砌體開洞縱墻進行了低周反復荷載試驗,對在不同措施下的多孔磚墻片抗震性能進行了對比分析;薛彥濤等[4]對縮尺1/2的磚砌體墻片開展擬靜力試驗,探究在墻片局部配置構造柱與配筋條帶的構造措施對其抗震能力的影響;MISTLER等[5]利用ANSYS對典型砌體結構模型進行了抗震性能評估;張榮[6]使用AlgorFEA程序對頂部作用水平力、開洞大小及位置各不相同的數十個砌體墻進行計算,探討了開洞位置對墻片剛度的影響;金德保等[7]采用底部剪力法分析了砌體房屋內縱墻開洞大小與地震剪力的關系,研究了其對房屋抗震性能的影響;NAKAGAWA等[8]對大比例砌體結構開展單向擬動力試驗,研究砌體房屋遭遇強震后的倒塌特性;PARISI等[9]利用有限元軟件分析研究不規則素砌體墻片的抗震性能;吳會閣等[10]以不同開洞情況為前提,對加氣混凝土砌塊和構造柱組合墻體的抗震性能進行了研究;田穎等[11]利用ABAQUS對噴涂聚氨酯彈性體磚砌體墻建立有限元模型,研究了用聚氨酯加固的黏土磚砌體墻的抗震性能。

在相似的外部環境條件下,結構破壞或倒塌的本質原因還是在于建筑物本身的抗震性能,外部環境條件不可輕易改變,但結構設計卻是人為完成的,故可以由優化結構設計來保證建筑物的抗震性能。但是影響砌體墻抗震能力的原因有很多,為了探究不同因素影響下帶有開洞縱墻的砌體結構抵抗地震作用的能力,文中在進行結果比較與參數驗證的前提下,使用ABAQUS軟件,建立了17個開洞縱墻墻片模型與系列考慮不同構造措施與房屋高度的整體結構模型,分析中部構造柱、混凝土水平系梁、窗端柱等構造措施,以及構造柱配筋率、開洞率和開洞方式等因素的影響,之后對構造措施不同布置情況下多層砌體結構的適用烈度和高度進行了討論。

1 數值模擬及參數驗證

1.1 模型及參數

圖1 墻片幾何尺寸Fig. 1 Dimension of walls

表1 墻片設計參數Table 1 Design parameters of walls試件編號柱截面/mm縱筋箍筋含柱率/%柱配筋率/%ZQ1—————ZQ3120×2404146@15020.02.1表2 材料的實測抗壓強度Table 2 Measured compressive strength of material類型磚塊砂漿混凝土平均抗壓強度/MPa19.88.926.1

表3 鋼筋的材性試驗結果Table 3 Material property test results of rebar

文獻[13]使用ABAQUS軟件創建有限元墻體模型,材料使用混凝土損傷塑性模型,砌體本構關系使用楊衛忠模型[14],混凝土及鋼筋本構則使用現行規范[15]。單元選取實體單元,砌體與混凝土使用C3D8R單元,鋼筋使用T3D2單元,鋼筋單元邊長取50 mm,混凝土、砌體單元邊長取120 mm 。砌塊和砂漿之間使用整體式的建模方式,鋼筋和混凝土使用分離式建模方式,且使用Embed連接。混凝土質量密度為2 500 kg/m3、鋼筋質量密度為7 800 kg/m3、砌體的質量密度為2 000 kg/m3。分析時在墻片模型頂部采用水平位移加載,每一級加載時間間隔不變,位移增量為0.5 mm。

1.2 模擬與試驗結果對比

墻片模型有限元分析結果與試驗結果的對比見表4。

表4 墻片的數值模擬結果和試驗結果對比Table 4 Comparison of numerical simulation and test results of walls

根據文獻[9]破壞荷載取為荷載下降到極限荷載的60%,以荷載-位移曲線出現的明顯拐點視作開裂點。由表4表明,模型的計算值與試驗實測值差距很小,故認為模擬結果較為符合真實試驗結果。

圖2與圖3為等效塑性應變云圖與實際墻體破壞的對比圖。模型的破壞主要是沿對角線方向,但可以看到,其窗間墻裂縫位置及趨勢為一條剪切斜裂縫,而試驗實測的窗間墻裂縫位置及趨勢為2條交叉的斜裂縫,這是由于文中文獻[16],對所有墻體均采取單調加載的方式來簡化模擬其試驗的低周往復加載所產生的差別,原因是考慮到進行低周往復荷載分析比單調荷載分析需要設定多得多的荷載步,復雜性也高出許多,因此采用方法可以簡化計算過程,提高數值分析的效率,且從模擬對比來看,簡化成單推方式并不會對其計算得出抗震承載能力造成較大偏差[16],其荷載-位移曲線與試驗得到的骨架曲線吻合良好。故從以上分析來看,模型的裂縫分布情形符合實際情況,可用于接下來的參數分析。

圖2 墻片ZQ1的破壞形態對比Fig. 2 Comparison of failure modes of wall ZQ1

圖3 墻片ZQ3的破壞形態對比Fig. 3 Comparison of failure modes of wall ZQ3

由圖4和圖5可知,模擬和試驗的荷載位移曲線都可簡化為文獻[17]的三折線模型,將荷載位移曲線表示為彈性、塑性、破壞3個階段。開裂之前,荷載-位移曲線近似成直線,構件側向剛度保持不變;開裂以后,剛度值下降,荷載-位移曲線斜率逐漸減小。設置了構造柱的墻片,構造柱對其形成約束,荷載達到極限荷載以后,相對于素墻片,其荷載位移曲線和坐標軸所包絡的范圍更大,其耗能能力更強。同試驗相比,模型的荷載位移曲線和剛度退化曲線趨勢基本與其吻合,驗證了模擬時各參數設置的正確性。

圖4 墻片荷載-位移曲線Fig. 4 Load-deformation curve of walls

圖5 墻片剛度退化曲線Fig. 5 Stiffness degradation curve of walls

2 開洞縱墻拓展分析模型

為了得到墻片荷載-位移曲線的下降段,水平加載依然采用位移控制,位移的每一級增量為0.5 mm,加載時間間隔保持不變,加載點在墻片頂部。墻體各構件布置情況見圖6。表5為各墻體模型信息。

圖6 墻片構件示意圖Fig. 6 Schematic diagram of wall components

表5 墻片模型基本信息Table 5 Information of model walls

3 開洞縱墻的抗震性能分析

3.1 構造柱的影響

WA-1～8用于分析構造柱的影響,分析結果見表6, 圖7為其中4種不同截面尺寸墻片模型的等效塑性云圖。

圖7 等效塑性應變云圖Fig. 7 Equivalent plastic strain nephogram

據表6可得,開洞墻片布置構造柱能夠增強其承載能力,相對于素墻片WA-1,設置了構造柱的墻片WA-2～4峰值荷載比WA-1分別提升了10%、12.5%、14.9%。與此同時構造柱提升了墻體延性,設置了構造柱的WA-2、WA-3、WA-4位移延性系數分別比WA-1提高了約1.5、1.55、1.51倍。

表6 不同構造柱墻片數值分析結果Table 6 Numerical analysis results of walls with different constructional columns

圖8是WA-1和WA-2的荷載-位移曲線和剛度退化曲線,可以看到在后期構造柱對于墻體模型剛度影響很大,布置了構造柱的WA-2剛度降低較緩, 而WA-1因沒有構造柱剛度快速的降低。從墻片發生開裂到荷載達到極限這一階段,由于構造柱對墻片具有一定的約束作用,使得墻片即使開裂,但仍處于比較穩定的受力狀態;墻片從承受極限荷載到被破壞這個過程中,構造柱對破碎的墻體產生有效的約束,使其仍可繼續工作到構造柱不能繼續承載為止。綜上,墻片添加能夠有效增強其承載性能,并增強其延性,延遲墻片開裂。

圖8 墻片的荷載-位移曲線及剛度退化曲線Fig. 8 Load-deformation curve and stiffness degradation curve of walls

3.2 構造柱不同配筋率的影響

WA-2～4(240 mm×240 mm)與WA-5～7(370 mm×240 mm)用于分析構造柱配筋率的影響,得出其荷載-位移曲線(圖9)及剛度退化曲線(圖10)。

由圖9、圖10及表6,同WA-3比,WA-2的極限承載力降低了2.5%,WA-4的極限承載力提高了2.5%,而兩者的位移延性系數都降低了1.5%左右。和WA-6比較,WA-5的極限承載力降低了1.7%,WA-7的極限承載力提高了0.7%,兩者的位移延性系數分別降低約1.5%、5.3%。構造柱配筋率為1.4%的WA-3和WA-6發揮出了較好的變形能力、延性耗能能力。

圖9 不同構造柱截面尺寸墻片在各配筋率下的荷載-位移曲線Fig. 9 Load-deformation curve of walls with different dimensions of structural columns in different reinforcement rates

圖10 不同構造柱截面尺寸墻片在各配筋率下的剛度退化曲線Fig. 10 Stiffness degradation curve of walls with different dimensions of structural columns in different reinforcement rates

以上現象是因為構造柱中的縱筋能形成銷栓作用,提升整個墻體承載性能的同時其耗能機制也會隨之變化,在一定范圍,銷栓作用會隨著構造柱配筋率增加而增強,構造柱與墻體的協調性變弱,這是造成以上墻片模型延性變差的原因。可得,墻片的承載能力會隨著構造柱配筋率的增加而增加,但當構造柱配筋率超過某一范圍時反而會對墻片延性的發揮造成不利影響。綜上,墻體的中部構造柱有著界限配筋率,通過以上模擬分析得出,當其構造柱配筋率設置為1.4%時,墻體延性與承載性能最佳。

3.3 水平系梁與窗端柱的影響

WB-1～5用于分析水平系梁與窗端柱布置形式不同的影響,其數值分析結果見表7,圖11為等效塑性應變云圖。

圖11 等效塑性應變云圖Fig. 11 Equivalent plastic strain nephogram

表7 不同布置形式的墻片數值分析結果Table 7 Numerical analysis results of walls with different layout forms

設有混凝土水平系梁的WB-1、WB-2與不設置混凝土水平系梁WA-2的荷載-位移曲線、剛度退化曲線對比如圖12。

圖12 有不同混凝土水平系梁墻片的荷載-位移曲線及剛度退化曲線Fig. 12 Load-deformation curve and stiffness degradation curve of walls with different concrete tie beams

由表6與表7可知,與WA-2比較,WB-1的開裂及破壞荷載低7.7%、0.8%,開裂與破壞位移低25%、3.3%,而峰值荷載、位移提升了0.4%、21.7%。可見于窗洞一半高度處的窗間墻內布置水平系梁,使得墻片位移延性系數提升了1.64倍,但是對抗側剛度與承載性能的影響不大,原因在于系梁使中柱聯結起來,降低了中柱的無支撐長度,由此墻體的變形能力得到加強。

墻片WB-2～5的荷載-位移曲線和剛度退化曲線圖如圖13所示,分析表7及圖13可知:

圖13 有不同構造措施墻片的荷載-位移曲線及剛度退化曲線Fig. 13 Load-deformation curve and stiffness degradation curve of walls with different structural measures

1)于開洞墻片的洞口一半高度處的窗間墻中布置一道聯結構造柱的短鋼筋混凝土水平系梁后,與WB-1比較,WB-2的承載能力提升18.5%,延性略有減弱,但荷載-位移曲線與坐標軸所圍成的面積更大,這表明WB-2耗能能力增強,抗震性能有提升。

2)于洞口兩邊布置窗端柱后,相對于未布置的 WB-1,WB-3承載能力提高9.8%,位移延性系數提高2.13倍。這表明窗端柱的存在,優化了墻片的抗側剛度與承載性能,延遲了裂縫的產生。

3)當窗端柱和水平系梁同時布置,墻體中縱橫向的鋼筋混凝土構架對其形成了有利約束,WB-4和WB-5的峰值荷載分別提升12.5%、34.5%,開裂荷載提升1倍,WB-4位移延性系數提高2.61倍,其破壞從脆性破壞變成延性破壞,抗倒塌能力得到很大提升。

綜上,當洞口加設窗端柱與水平系梁,墻體的延性系數與破壞位移得到提升,優化了結構的抗剪承載力、變形能力、延性和耗能能力等抗震性能指標。故設置中部構造柱,同時在洞口處布置窗端柱與鋼筋混凝土水平系梁是最佳的構造措施。

鋼筋混凝土道路施工過程中，需要對鋼筋結構進行加工，鋼筋彎度制造時，應符合相應的設計需求，當設計規定不明確時，應滿足下列要求：（1）半圓形鋼筋制作時，半圓形鋼筋的直徑要超過鋼筋直徑的2.5倍，而彎鉤預留的長度應大于鋼筋直徑的3倍；（2）直角鋼筋制作時，鉤端的長度應超過鋼筋直徑的3倍，直角彎鉤的之間應超過鋼筋直徑的5倍。

3.4 開洞率的影響

建立窗洞大小為1 800 mm×1 800 mm的墻片WC-1、2,與墻片WA-1、2進行對比分析,其中WC-1沒有構造柱,WC-2有構造柱,其數值分析結果見表8,圖14為其等效塑性應變云圖。

圖14 等效塑性應變云圖Fig. 14 Equivalent plastic strain nephogram

由表8可知,在不布置構造柱的情況下,與WA-1比,WC-1因開洞率更大而導致開裂、極限和破壞荷載分別降低52.6%、58.2%、56.6%,對應位移也降低了43.2%、54.8%、53.1%,但延性略有提升。在布置了構造柱的情況下,與WA-2比,WC-2因開洞率更大而導致開裂、極限和破壞荷載分別降低20.1%、33%、33%,對應的位移、延性幾乎相同。這表明墻片因開洞率增大而明顯降低了承載能力,且對無構造措施的墻片降低幅度更大一些,但對延性不會產生太大影響,可見一定的構造措施可以減小開洞率對墻片承載能力的影響。

表8 不同開洞率的墻片數值分析結果Table 8 Numerical analysis results of walls with different opening rates

從圖15中荷載-位移曲線和剛度退化曲線來看,隨著開洞率增大,墻片剛度很明顯的在下降,承載力也在降低,但延性只略有降低。同時,隨著開洞率增大,荷載-位移曲線與坐標軸所圍成的面積會減小,這表明耗能能力減弱,儲備能力變差。開洞率會對墻體產生以上影響,原因在于洞口的四周會產生應力集中而形成薄弱區,這些地方會過早開裂,導致墻片的承載性能嚴重減弱,使其抗震性能變差,對砌體結構的抗震設計產生不利影響。綜上,對砌體結構進行抗震設計時應著重注意開洞率較大的砌體墻部分,并在必要時采用加強構造措施等來提升其抗震性能。

圖15 不同開洞率墻片的荷載-位移曲線及剛度退化曲線Fig. 15 Load-deformation curve and stiffness degradation curve of walls in different opening ratio

3.5 開洞方式的影響

WD-1、2(開門洞)與開洞率相同的WA-1、2(開窗洞)用于分析開洞方式的影響,得到的數值分析結果見表9,在不布置構造柱的情況下,與開窗洞的WA-1相比,開門洞的WD-1的開裂、極限和破壞荷載分別提高約35.4%、19.3%、19.4%,對應位移也提高約5.4%、43.0%、74.7%,且位移延性系數增大71.6%。在布置了構造柱的情況下,相對于開窗洞的WA-2,開門洞的墻片WD-2的開裂、極限和破壞荷載分別提高約29.1%、8.2%、8.3%,對應位移也分別提高約4.5%、40.9%、14.1%,位移延性系數增大11%。綜上,不同開洞方式對墻片的抗震性能影響較大,在相同開洞率下,開門洞墻片的承載能力相對于開窗洞墻片有明顯提升,且位移延性系數也有一定程度的增大。

表9 不同開洞方式的墻片數值分析結果Table 9 Numerical analysis results of walls with different openings methods

圖16為等效塑性應變云圖,圖17為墻片WA-1、2與WD-1、2的荷載-位移曲線和剛度退化曲線對比圖。由圖17可知,開門洞墻片的荷載-位移曲線與坐標軸所圍成的面積比開窗洞墻片的大,墻片的承載力儲備水平較高,耗能能力更強,延性更好,其抗側剛度也相對開窗洞墻片高,配置構造柱墻片的剛度下降相對無構造柱墻片要慢,試件在加載過程中的損傷累積明顯。故可得當開洞率相同,開門洞要比開窗洞更加安全。相比開窗洞,開門洞的墻片承載能力明顯更高,裂縫會延遲出現,延性得到提升,有效避免了過早形成嚴重損壞。

圖16 等效塑性應變云圖Fig. 16 Equivalent plastic strain nephogram

圖17 不同開洞方式墻片的荷載-位移曲線及剛度退化曲線Fig. 17 Load-deformation curve and stiffness degradation curve of walls in different opening methods

4 討論

對影響砌體墻抗震性能的主要因素進行了靜力分析,考慮了構造柱、水平條帶、窗端柱以及開洞率、開洞方式對開洞縱墻抗震性能的影響。相對于整體結構來說單片包含窗間墻的墻片是整個結構的子結構,但就所取模型墻片的承載力性能與破壞特征,特別是考慮各類構造措施對于其抗震性能的影響來說,從模擬分析結果來看依然是具有較好的吻合性,對于考慮各類構造措施、開洞率以及開洞方式的影響有著指導意義。

為了更好地反映實際情況,本節考慮縱墻的邊界條件、地震傳播的真實性等,以得出多層砌體結構不同構造措施下對應的適用烈度和高度建議為目的,根據文獻[12]中的模型M2為模板建立了兩層足尺砌體結構教學樓有限元模型,以調整地震波加速度值以及增加質量塊的形式,對多層砌體結構的抗震性能進行分析,并將主要通過層間位移角評價不同構造措施在多層砌體結構中的應用情況。

各模型的尺寸、門洞及窗洞布置等均相同,鋼筋混凝土扶壁柱截面為240 mm×370 mm,現澆樓板厚度100 mm,其余構件的基本參數如表10所示。本結構處于8度區二類場地,設計基本地震加速度取0.2 g;各層樓面做法按水磨石樓面考慮,恒載標準值取4.5 kN/m2;屋面為瀝青蛭石,恒載標準值取5.1 kN/m2,樓面活載取2.0 kN/m2,屋面按不上人考慮,活載取0.5 kN/m2。模型中以等效密度的方法考慮結構荷載,一層鋼筋混凝土板以5 500 kg/m3,二層以5 350 kg/m3計算。各不同構造措施的模型信息如表11所示,代表模型M4如圖18所示。地震波選取地震分組為第一組、Ⅱ類場地土下的Imperial Valley波、El Mayor波和一條采用SeismoArtif軟件中的Saragoni&Hart函數法生成的人工波,當中自然波的計算步長為0.005 s,人工波為0.01 s,持續時間為15 s。時程分析類型為直接積分,積分方法取用HHT方法。

表10 各構件基本參數Table 10 Basic parameters of each component基本信息構件名圈梁過梁角部構造柱中部構造柱截面尺寸(mm×mm)240×240240 ×370240×240240×500縱筋414616414414+316箍筋6@1506@1506@1506@150表11 模型信息表Table 11 Model information table模型名稱構造柱位置混凝土水平系梁窗端柱層高/m設防烈度M1無無無3.3×28M2縱墻無無3.3×28M3縱墻有無3.3×28M4縱墻有有3.3×28M5縱墻有有3.3×29

計算得到模型在各地震波作用下各層(U)、縱墻(X)與橫墻(Y)層間位移角均值如表12所示。模型M2、M3、M4比M1各層的層間位移角都要小,結構抗震能力明顯更強,體現了構造措施加強的作用;與M2相比,設置了水平系梁的M3層間位移角數值差別不大,這表明水平系梁的添加對結構整體性能的影響較小。而相對于M3,設置了窗端柱的M4層間位移角影響比較大,故認為是窗端柱的加入,使得模型抗震能力明顯增強。將結構橫墻的最大層間位移角進行比較:M4>M3>M2>M1,這是因為構造措施增強以后,橫墻的抗震性能降低,出現了縱橫墻不協調的情況,僅對長度較長的橫墻兩端設置了構造柱,而橫墻中部沒有設置,導致中部墻區平面外變形沒有得到有效約束,故實際工程中應于橫墻中布置合理的構造柱。

表12 各模型的層間位移角均值Table 12 Average value of interlayer displacement angle of each mode

計算得到模型在地震波作用下受拉損傷參數值(DAMAGET)如圖19,其體現了模型中各單元塑性應變的大小,可以近似模擬結構的開裂程度,包括裂縫的大小和形狀。可見窗洞處,特別是底層的窗間墻部分為墻體破壞主要集中處,相對于沒有設置構造柱等構造措施的M1模型,M2與M3的底層損傷較小,破壞并沒有那么顯著。而M5(設置9度罕遇地震)由于是在更高強度地震作用下,其破壞損傷非常嚴重。結合圖20來看,前文中所提取的包含窗間墻的模型墻片正是為該集中破壞區,是為后期可能造成縱墻嚴重損壞甚至垮塌的關鍵位置,對于整體結構縱墻部分的抗震能力及破壞形態具有代表性。

圖19 整體模型在Imperial Valley波作用下的受拉損傷云圖Fig. 19 Damaged nephogram of the overall model under the Imperial Valley wave

圖20 模型墻片在整體結構中的位置示意圖Fig. 20 Schematic diagram of the position of model wall piece in the overall structure表13 模型的層間位移角Table 13 Interlayer displacement angle of models模型編號所在層數層間位移角UX向Y向M411/127 31/134 11/168 521/331 31/388 71/365 8M511/3441/37 21/83021/282 11/289 41/221 2

4.1 高烈度下結構抗震性能討論

為了探究當超過8度罕遇地震烈度的地震來臨時高層砌體結構的抵抗能力,計算了模型M4遭遇9度罕遇地震波時的抗震性能(文中記為M5),表13為其層間位移角計算結果,可知隨地震作用增強,各層層間位移角隨之增大,結構損害更嚴重,M5的一層層間位移約為M4的4倍多,2層差距不大。但M5的最大層間位移角為1/344<1/250[18],說明模型仍在生命安全性能水平范圍內而不會發生倒塌。綜上,砌體結構在遇到超過罕遇地震烈度的巨震時,仍未失去水平承載能力,此時還保持一定的安全性。

4.2 不同高度下結構抗震性能討論

前文是以模型層數為二層時進行的抗震性能分析,此時結構高度較低。因此下面繼續研究結構在規范規定的層數內,將高度增加,構造措施進行調整的模型在面臨8度、9度強地震時的抗震能力。在分析中考慮到縱橫墻的匹配問題,所以在此將橫墻均設置中部構造柱。

采用上文的2層模型作為子結構的思路,以增加配重(質量塊)的方法來計算分析。因薄弱層一般位于結構底部,所以在此將重點放在最下面2層,而2層以上的重量以上述思路進行模擬(添加質量塊),以砌體墻截面面積比進行分配。圖21為多層模型M2-8-4與子結構模型圖。表14為我國《建筑抗震設計規范》規定的多層磚砌體房屋層數和總高度限值。表15為計算結果。

圖21 模型M2-8-4Fig. 21 Model M2-8-4

表14 房屋的高度和總層數限制值Table 14 House hight and the limit value of total layers

表15 各模型的層間位移角Table 15 Interlayer displacement angle of models

由表15可知,層間位移角隨層數增高而增大;而構造措施的增強使得同條件下模型的抗側剛度增加,層間位移角減小。因此,這2個因素是相互影響的,構造措施與層數的相互協調過程中,應能夠分析討論出較好的處理方式,為砌體結構房屋提供更好的抗震設計思想。

從計算結果來看,當模型設置第2類構造措施(布置構造柱,不布置水平系梁與窗端柱),設為5層時,其在8度地震作用下的最大層間位移角達到1/85,層數的增多導致結構底部所受的豎向壓應力變大,地震過程產生較大變形,結構由整體破壞變成縱墻提前破壞,這時認定結構已經倒塌破壞。當其設為4層時,在9度地震作用下,與設置第3類構造措施(布置構造柱與水平系梁,不布置窗端柱)的模型相比,同條件下其層間位移角小,但其層數為3層與層數為2層的模型的層間位移角相差較大,且設為3層時,結構底部縱墻受壓較大,并有彎曲。綜上,當模型設置第2類構造措施時,在9度罕遇地震作用下可建造3層,但其高度應不超過規范規定值;在8度罕遇地震作用下只可建造4層。

當模型設置第3類構造措施(布置構造柱與水平系梁,不布置窗端柱),設為4層時,在9度地震作用下的層間位移角達到1/48,同上文所述,結構由整體破壞變成縱墻的提前破壞,這時認定結構已經倒塌破壞;當其設為5層時,在8度地震作用下,位移角減小,但和層數為4層時相差很大,且在4層時,底部縱墻已有小幅度的彎曲,所以認定結構為5層時也已倒塌破壞。綜上,當模型設置第3類構造措施時,在9度罕遇地震作用下可建造3層,其高度可超出規范規定值;在8度罕遇地震作用下只能建造4層。

當模型設置第4類構造措施(布置構造柱、水平系梁與窗端柱),設為5層時,在8度地震作用下層間位移角為1/120,結構底部縱墻沒有出現過大變形;設為6層時,模型底層縱墻發生很大的變形,這時認定結構已經倒塌破壞。在9度地震作用下,結構為3層時,層間位移角最大為1/131,結構底部縱墻受壓比較大,有彎曲現象產生;當設為4層時層間位移角更大,并且整體破壞比較嚴重,故認定4層時也已倒塌破壞。綜上,當模型設置第4類構造措施時,在9度罕遇地震作用下可建造3層,并且高度可以超過規范規定值;在8度罕遇地震作用下可建造5層,高度也可超出規范規定值。

5 結論

1)構造柱的布置較大程度地提升了窗間墻體的承載能力與延性,延緩了裂縫產生的時間,提升了耗能能力。另外,構造柱的配筋率對提高墻體性能也有一定的作用,柱截面尺寸一定時,隨配筋率增大,墻體承載能力隨之提升,但對墻體剛度的影響較小;但配筋率過大,墻體延性與耗能能力會下降,導致墻體抗震性能變弱;據上文模擬計算可知,墻體中部構造柱配筋率布置為1.4%為最佳配筋率。

2)在墻片已經布置構造柱的基礎上繼續加強構造措施,即于洞口一半高度處布置窗端柱與混凝土水平系梁,其承載能力也會隨之增加,變形能力與延性得到提升,墻體抗震性能變好。故在墻體中部布置構造柱,且在其洞口一半高度處布置窗端柱與混凝土水平系梁是最好的構造措施。

3)開洞率與開洞方式也是兩個重要因素。當墻體開洞率的增大,其承載力、剛度顯著降低,抗震能力隨之減弱;而開洞率一定時,不同的開洞方式與墻片抗震性能也有一定關聯,開門洞顯著提升了其承載力與延性,這時墻體不會過早的產生嚴重損壞,耗能能力得到提升,故開門洞相對于開窗洞是要更加安全的。所以對砌體抗震設計時應減少開洞率,以及合理設置門洞、窗洞。

4)當構造措施足夠強時,砌體房屋能在歷經超過8度罕遇地震烈度的大震后依然保持生命安全性能而不致發生倒塌,且未失去水平承載能力,保持一定的安全性。

5)設置中部構造柱、混凝土水平條帶、窗端柱等構造措施可以增強砌體結構抗震性能,使得高烈度下的砌體房屋高度可適當超出規范規定,為高烈度下的多開洞縱墻砌體結構的抗震設計給出了相應的建議。因此,在保證安全的前提下,可以適當重新考慮規范中規定的高烈度下砌體房屋高度,充分利用建筑空間。