一、計算任務說明：

    砌體材料是土木工程中最重要的建筑材料之一，研究砌體材料結構的力學性能和破壞機理，運用數學、力學方法與現代技術，建立趨于完善而精確的砌體結構理論，是全世界各國都一直關心的課題。

    為探究砌體材料破損過程，本計算書以老舊建筑砌體墻作為研究對象，采用數值模擬的方法進行分析。全文以某老舊建筑砌體墻的現場試驗結果，以及有限元軟件對試驗結果校正后得到的本構模型和參數為研究基礎，基于混凝土損傷塑性模型首先建立一個高寬比的模型作為參考對象。本文將參考對象的計算結果與試驗結果進行對比，消除人為因素對模型造成的影響，證明模型建立及參數設定、本構關系的有效性。然后以高寬比為變量，考慮另取三個不同高寬比建立有限元模型，對幾個模型進行破壞形態、骨架曲線、剛度曲線、側移水平等方面的結果分析。本計算比較研究砌體墻在不同高寬比下承載能力、變形能力、延性、剛度等方面的力學性能指標變化，了解砌體破損機理，并為其他類型砌體結構力學性能分析提供參考。主要得到以下結論：

    （1）用雙線性化分析方法簡化處理砌體墻模型計算得到的骨架曲線具有可行性。

    （2）基于對照砌體墻模型建立的不同高寬比模型的模擬結果對比顯示，改變高寬比會改變裂縫出現的位置、擴展的方向及裂縫區域寬度，還會改變一側單調水平荷載對墻體豎向變形的推遲作用，且高寬比較大的墻體趾部破壞特征愈顯著。

    （3）高寬比對砌體墻力學性能的影響可概括為：隨著高寬比的增大，墻體承載能力降低、變形能力提高，側向剛度減小且退化緩慢；但本文延性系數變化特征不符合一般規律，考慮是延性系數本身或研究對象材料屬性及本構關系的原因。

二、試驗概述

    該試驗墻體原型為一片3.39m高的老舊建筑砌體墻，因試驗條件所限，將原墻體按有關規范進行比例為1:3的縮尺，縮尺后墻體試件高為1.13m，寬為1.74m，厚為0.24m。其中磚塊為從老舊建筑中獲取的青磚，規格為240mm115mm53mm，抗壓強度為6.2MPa，采用一順一丁的方式砌筑，灰縫用砂漿進行填充，砂漿抗壓強度平均值為0.4MPa，灰縫厚度為10mm，整體砌體抗壓強度為0.74MPa。

砌體墻試件底部設計有一根240mm

2340mm440mm（高寬厚）的鋼筋混凝土底梁，并在它上面預留吊裝孔和螺栓孔。同時為了方便試驗過程中進行豎向荷載及水平荷載的施加，在墻體頂部設計了一根240mm1740mm240mm（高寬厚）鋼筋混凝土頂梁，頂梁內置4根直徑20mm的HRB335縱筋及間距為200mm的直徑8mm的雙肢箍筋。另外在砌體墻試件的四個角部預留混凝土塊，以防試驗過程中墻體與底梁或頂梁之間出現通縫破壞。

墻體試件底部截面軸壓比為0.3，所以需要扣除頂梁和墻體自重以保證墻底的軸壓比達到0.3，最終確定試件豎向荷載為78kN，由液壓千斤頂進行施加。而墻體的水平荷載按偽靜力實驗加載方式由實驗室中的液壓伺服作動器進行施加，按力控制加載，預加載階段以5kN荷載循環兩次，用于檢測作動器、位移計和數據采集能否正常工作；正式加載時先以5kN進行加載，然后以10kN進行加載，以此類推。試驗結果如下：

表1 試驗墻體部分結果
指標	開裂荷載	開裂位移	峰值荷載	峰值位移	破壞荷載	破壞位移	初始剛度	極限位移	延性系數
（kN）	（mm）	（kN）	（mm）	（kN）	（mm）	（kN/mm）	（mm）
大小	14.9	0.3	42.3	2.9	37.1	4.5	45.8	4.7	3.57

表2 各材料的力學性能（模擬）
材料	楊氏模量	泊松比	抗壓強度	抗拉強度	峰值應變	極限應變
（MPa）	（MPa）	（MPa）	（10-3）	（10-3）
磚塊	6.67	0.15	6.20	0.60	6.0	7.2
砂漿	0.10	0.17	0.25	0.02	8.0	16.0

三、計算模型計算及處理：

首先是主體模型建立階段，該階段將試驗中的試件混凝土頂梁、磚塊、砂漿在軟件中盡數繪出，而混凝土底梁的固定約束作用則通過后續“載荷”中的邊界條件進行代替。本文采用了兩種建模方式：第一種是首先建立一塊1740mm

240mm1364mm的實體，然后按照頂梁、磚塊、砂漿的尺寸規格通過“拆分集合元素”操作逐步將三者區分；第二種是首先將混凝土頂梁（1740mm240mm240mm）、磚塊（240mm115mm53mm）、半磚塊（240mm53mm52.5mm）、同層磚塊間砂漿（240mm53mm10mm）、相鄰層磚塊間砂漿（1740mm240mm10mm）幾個實體繪出，然后到“裝配”操作中按照試驗一順一丁的排列方式間隔將磚塊、砂漿分別排列形成磚集合體與砂漿集合體，通過移動操作將兩個集合體拼在一起，上部再裝配好混凝土頂梁后，通過“合并實例”操作將三者形成模型整體。

需要注意，通過有限元軟件建立的高寬比0.65的砌體墻模型高為1124mm，與試件1130mm的高度存在6mm的誤差，思考原因應該為有限元軟件尺寸均為理想化、標準化，而試件在砌筑過程中可能存在施工質量造成的誤差，也可能試件是為了滿足上文對原型墻體縮尺的要求，但考慮到兩者高度誤差僅為0.5%，對計算結果幾乎沒有影響，故后文均按照有限元軟件1124mm的高度進行下一步分析。

同時對比兩種建模方式，發現兩種方式在相同條件下的計算結果曲線幾乎完全吻合，而第二種方式在建模速度與作業運行速度上均優于第一種方式，故后文模擬均采用第二種建模方式。

第二步是對模型各部分進行材料屬性賦予，前提設定各材料截面均為“實體，均質”。由于試驗過程中鋼筋混凝土頂梁未出現明顯開裂，且頂梁在整個試驗過程中僅作為荷載施加之用，不作為主要研究對象，因此可以將頂梁簡化為線彈性校型，其彈性模量=3.00N/m²，泊松比=0.17，密度=2551kg/m³。磚塊與砂漿按照上文標定后的參數進行屬性賦予，對于上文未提及的混凝土損傷塑性模型，其中膨脹角取30，偏心率取0.1，材料的初始等雙軸壓縮屈服應力與材料的初始單軸壓縮屈服應力之間的比值取1.16，拉壓子午線上的第二應力不變量之間的比值取2/3，粘性參數取0.005；另外磚塊密度為1800kg/m³，砂漿密度為2000kg/m³。但在后續作業提交后連續出現了關于磚塊楊氏模量、砂漿楊氏模量、砂漿受拉本構參數設置不合理的報錯，于是通過查閱砌體相關規范和進一步學習混凝土損傷塑性模型相關知識，不斷調整參數并運行作業，最終確定改為以下參數可得到較合理的計算結果：磚塊楊氏模量調整為6.63710⁶MPa，砂漿楊氏模量調整為1.210⁵MPa。

在分析步中，除初始分析步外，另建立三個分析步，分別進行后續重力、豎向荷載、水平荷載的施加，第一、二分析步時間長度設置為1，第三個分析步時間長度與水平荷載施加時長對應。

對于模型非線性方程求解，在求解器選用牛頓迭代法，通過將動態模擬劃分為一定數量的荷載增量步，并在每個增量步結束時形成近似的平衡構形；收斂準則選取位移的二范數控制收斂，收斂精度取0.05以提高收斂速度；采用自動時間步和默認的平衡迭代最大次數。

另外在分析步中涉及到歷程輸出與場輸出兩個概念，設置好這一步，是得到有效計算結果的關鍵，其中用“場輸出請求”來實現變量輸出時，得到的變量是對整個模型或模型很大的一部分起作用的，它們以相對較低的頻率寫入輸出數據庫；而“歷程輸出請求”來實現變量輸出時得到的變量是針對模型很少的局部如某個節點的位移的，它們以很高頻率寫入輸出數據庫。本文擬對頂梁側面中心位置的參考點進行荷載與位移的結果輸出，通過后續兩種輸出曲線的對比，發現兩者幾乎完全重合，故本文分析可僅采用歷程輸出的方式。

接下來進入相互作用與載荷階段，本文在墻體頂梁側面中心位置設置一參考點“rp1”作為水平荷載施加的等效作用點與水平位移的觀測點，通過“約束”中的耦合作用定位于模型表面。重力和豎向荷載通過“載荷”施加，其中重力在第一個分析步開始施加，豎向荷載在第二個分析步轉化為頂梁表面的均布壓強在第二個分析步開始施加，由上文軸壓比0.3并扣除千斤頂、分配梁、頂梁和墻體等自重后得到的豎向荷載為78kN，可知頂梁表面均布荷載設置為186.782MPa；而墻體模型底面的約束和水平荷載則通過“邊界條件”進行施加，其中對墻體模型底面的所有節點方向的自由度在初始分析步進行約束，然后在參考點“rp1”進行由時間-位移表控制的幅值模擬試驗水平荷載在第三個分析步進行單調水平荷載的施加。

最后對墻體模型進行網格劃分，因為砌體墻自身砂漿與磚塊交錯排列的特點，使其兩層之間在公共面處沒有公共結點，從而導致網格劃分雜亂且計算出現錯誤，所以考慮在網格階段進行切割操作，保證各層公共面處均存在公共結點，且此階段操作對各部分材料屬性不會造成影響。切割完成后對模型進行全局布種，近似全局尺寸設置為0.036，其單元類型均選用C3D8R（八節點六面體縮減積分單元）。

四、計算結果及對其進一步分析

提交作業運算結束后，得到高寬比為0.65的對照砌體墻模型計算結果，下面將從其自身性能特征及與試驗結果對比兩方面來對對照砌體墻進行計算結果分析。

首先觀察對照砌體墻模型的破壞形態，根據等效塑性應變和等效應力的動畫歷程演示，可以看到在單調水平荷載作用下，砂漿位置的應變逐漸變大，同時頂梁施荷部位與墻體右側趾部應力開始增大并將增大范圍向各自右部與左上方擴展。隨著水平荷載的不斷增大，墻體表面沿墻體對角線近左側頂部1/3處最先破壞，開始出現層與層間的橫向裂縫，隨即在沿墻體對角線右側底部1/3處開始出現縱向裂縫，同時右側趾部的應力先變大后變小，判斷是墻體出現了破壞，最終整條對角線貫通，整體呈現45^。斜杠型的裂縫狀態，屬于剪壓破壞。

從對照墻體模型的位移云圖中可以看出在豎向荷載下墻體自上而下的變形逐漸減小，左側由于單調水平荷載的作用，對墻體的豎向變形起到了推遲作用，所以同一高度墻體左側的變形比右側小。

表3 對照墻體模型部分計算結果
指標	峰值荷載	峰值位移	初始剛度	極限位移
（kN）	（mm）	（kN/mm）	（mm）
大小	42.97	2.74	44.55	4.71

因為目前只能從計算結果的曲線及數據中得到墻體的峰值荷載、峰值位移、極限位移、初始剛度等指標結果，所以考慮引入雙線性化方法來對結果作進一步分析。

雙線性化分析方法可以簡化計算結果得到的荷載-位移曲線，作為一種面內抗震性能評價方法已經在部分試驗中得到過應用，該方法夠從宏觀上簡潔有效地反應砌體結構的水平承載力、初始剛度和變形性能等特征。由等能量原則可以得到荷載-位移曲線的雙線性理想化模型中的墻體水平承載力：

表4 對照墻體模型承載能力和剛度相關力學性能指標匯總
指標	峰值荷載	初始剛度	承載力	開裂荷載	屈服前側向剛度
（kN）	（kN/mm）	（kN）	（kN）	（kN/mm）
大小	42.97	44.55	41.48	30.08	38.17

表5 對照墻體模型比變形能力相關力學性能指標匯總
指標	峰值位移	極限位移	開裂位移	屈服位移	延性系數	極限側移角
（mm）	（mm）	（mm）	（mm）
大小	2.74	4.71	0.79	1.09	4.32	0.00419

接下來，提取其中試驗結果曲線與本文對照砌體墻模型結果曲線放在同一坐標系中進行對比，如圖：

由兩者骨架曲線對比可知，在正向單調加載下，對照墻體模型計算結果與試驗結果比較相似，尤其在加載初期骨架曲線吻合度較高，說明彈性階段模型模擬效果較好。兩條骨架曲線整體走勢趨于一致，在初始剛度、峰值荷載、峰值位移等幾個關鍵點幾乎相同，但模擬骨架曲線相比試驗骨架曲線缺少明顯下降段，說明有限元軟件在當前調整后材料本構關系下還不能完全模擬現實狀況，有改進空間；對于兩者剛度曲線對比結果，加載初期對照砌體墻模型剛度過大，且剛度退化速率過快，不好在當前坐標系中表出，但加載后期兩條剛度曲線逐漸靠攏，退化速率比較相似，整體吻合較好。

為了方便觀察分析，下面將具體性能指標量化，把對照砌體墻模型模擬結果與試驗結果進行進一步對比，見表6。可以發現，數值模擬計算所得初始剛度為44.55kN/mm，試驗值為45.8kN/mm，相差2.73%；進入彈塑性階段后，計算所得峰值位移為2.74mm，試驗測得2.9mm，相差5.52%，以上兩指標誤差均小于前期已校正后模型計算結果誤差。再比較兩者峰值荷載，模擬和試驗分別為42.97kN、42.3kN，相差1.58%；模擬結果經雙線性化處理得到的承載力和延性系數分別為41.48kN和4.32，與試驗測得的42kN和3.57誤差分別為1.24%和21.01%，說明模擬效果較好，也驗證了雙線性化方法的可行性。綜合以上各項誤差比較結果，認為模擬結果接近試驗真實情況。 

表6 各性能指標的對照墻體模擬結果與試驗結果對比
性能指標	試驗	模擬	誤差
初始剛度（kN/mm）	45.8	44.55	2.73%
峰值荷載（kN）	42.3	42.97	1.58%
開裂荷載（kN）	14.9	30.08	101.88%
承載力（kN）	42	41.48	1.24%
開裂位移（mm）	0.3	0.79	163.33%
峰值位移（mm）	2.9	2.74	5.52%
極限位移（mm）	4.7	4.71	0.21%
延性系數	3.57	4.32	21.01%

下面繼續采用數值模擬的方法，為探究改變高寬比對于砌體墻力學性能變化的影響，基于上文建立的并已經證明有效性的高寬比為0.65的對照砌體墻模型W1，保持墻體寬度及厚度不變，另設計三個不同高寬比的有限元模型，利用有限元軟件進行模擬計算，并將結果對比分析，以期得到一般性適用結論。不同高寬比墻體模型尺寸參數如表所示：

表7 不同高寬比墻體模型尺寸參數表
墻體編號	高寬比	高（mm）	寬（mm）	墻厚（mm）	磚層數
W1	0.65	1124	1740	240	18
W2	0.50	872	1740	240	14
W3	0.86	1502	1740	240	24
W4	1.00	1754	1740	240	28

模型建立過程與上文W1基本相同，在保持材料屬性、豎向荷載、邊界條件及其他模型參數不變的情況下，通過改變墻體尺寸的同時調節控制單調水平荷載的時間-位移表，進行有限元計算，直到每個模型達到其極限位移為止，通過多次嘗試，得到各模型的計算結果，進行對比分析。

首先觀察不同高寬比墻體模型的破壞形態，根據可視化結果中對各自對應等效塑性應變和等效應力的觀察，發現各墻體的應力變化特征幾乎完全相同，均為在單調水平荷載作用下，頂梁施荷部位與墻體右側趾部應力開始增大并將增大范圍向各自右部與左上方擴展，隨著水平荷載的不斷增大，墻體進入彈塑性階段，墻體右側趾部的應力先變大后變小，判斷是墻體出現了破壞。

但根據等效塑性應變的變化判斷的各模型裂縫擴展過程略有不同，其中W2也是沿墻體表面對角線近左側頂部1/3處最先破壞，但接下來是沿對角線右下方向依次出現橫向裂縫，直至延伸到沿墻體對角線右側底部1/3處開始出現縱向裂縫，整條對角線貫通，與W1的區別在于裂縫沿墻體表面對角線擴展順序不同；而W3的裂縫最先出現在墻體對角線中部，并優先向墻體底部右方區域擴展，以橫向裂縫為主，然后擴展至沿墻體對角線右側底部1/3處開始出現縱向裂縫，最后才延伸至沿墻體表面對角線近左側頂部1/3處導致整條對角線貫通，且沿對角線出現裂縫區域寬度更大，與W1的區別在于首先出現裂縫的位置及裂縫擴展方向順序不同，且裂縫區域寬度不同 ；W4與W3破壞特點基本相同，但最終延伸至沿墻體表面對角線近左側頂部1/3處的裂縫并不明顯。

綜上分析可以判斷，單調水平荷載作用下的墻體裂縫均沿墻體表面對角線方向擴展，整體呈現斜杠型的裂縫狀態，但隨著高寬比的增大，裂縫首次出現的位置由左上方逐漸向右下方移動，且優先擴展方向逐漸轉移至沿墻體對角線右側底部1/3處的方向且此處裂縫逐漸增多，而沿墻體表面對角線近左側頂部1/3處的裂縫逐漸減少，右側趾部擠壓破壞模式愈加顯著。

通過對照墻體模型W1的位移云圖，可以看出在豎向荷載下墻體自上而下的變形逐漸減小，左側由于單調水平荷載的作用，對墻體的豎向變形起到了推遲作用，所以同一高度墻體左側的變形比右側小。對比另外三個模型的位移云圖，如圖所示，發現隨著高寬比的逐漸增大，同一高度墻體左側變形逐漸與右側趨于一致，左側單調水平荷載對墻體豎向變形的推遲作用在逐漸削弱。

下面分別提取有限元軟件計算得到的三個不同高寬比的砌體墻頂部的荷載位-移曲線來代替骨架曲線，同時通過計算得到其剛度曲線，并將它們與對照墻體W1的結果曲線放于同一坐標系下進行對比，如圖所示。

通過曲線對比可以定性分析各模型在加載過程中的不同變化狀態，整體觀察，四個不同高寬比的模型在單調水平荷載作用下的骨架與剛度曲線走勢趨于一致。從圖上觀察，四者破壞過程均可以分為彈性、彈塑性和破壞三個階段。加載初期，各墻體基本處于彈性階段，墻頂的水平荷載與水平位移呈線性關系。隨著水平荷載逐漸地增大，墻頂水平荷載與位移開始呈現非線性關系，墻體進入塑性階段，墻體表面開始出現裂縫。隨著荷載和位移的繼續增大，裂縫不斷發展，墻體先達到峰值荷載后，水平荷載開始下降，直到破壞，整個過程中墻體剛度也在不斷降低，稱之為剛度退化，剛度退化的速率隨水平位移的增大而逐漸減小。

同時也可以清晰地看到，隨著高寬比的增大，墻體初始剛度逐漸減小且剛度退化速率變慢，另外高寬比越大，峰值荷載越小，峰值位移和極限位移越大。接下來繼續利用雙線性化方法，對各模型的計算結果進行進一步數據處理，得到四個不同高寬比墻體具體量化的力學性能指標及各指標相對于對照墻體的變化率，然后進行各性能的詳細分析。

高寬比對墻體承載力具有顯著影響。當墻體的高寬比減小時，發現W2的承載力比W1提高了10.66%，而當墻體的高寬比增大時，發現W3、W4的承載力比W1分別降低了9.81%和15.43。由上文計算數據可得到如圖3.7所示的四個模型的關鍵點水平荷載對比圖，發現在開裂、峰值、破壞三個階段，隨著高寬比的增加，荷載值均在減小，且相鄰兩個高寬比模型之間各個階段荷載值差值比較均勻，降低幅度均在10%左右，說明進入彈塑性階段以后，增大高寬比會使砌體墻的承載能力穩步削弱。 考慮其原因應為隨著墻體高度逐漸增加，墻體底部約束地方的單元主應力也會同步增大，墻體底部脆弱的薄弱處將會更快達到屈服，導致墻體更快發生破壞，因此增大高寬比后的墻體承載力會降低，所以工程中可以通過在合理范圍內減小砌體墻高寬比來增加承載能力。

下面通過分析高寬比變化造成的開裂位移、屈服位移、峰值位移、極限位移以及延性系數、極限側移角的變化來研究高寬比對砌體墻變形能力的影響。同樣的，為觀察更直觀，按各模型計算結果數據繪制出如圖3.8所示的四個模型的關鍵點水平位移對比圖，與關鍵點荷載對比圖正好相反，發現在開裂、屈服、峰值、破壞四個階段，隨著高寬比的增加，位移值均在增大，且除極限位移外，其他三個關鍵點位移隨著高寬比增加均表現出開始增幅緩慢，后面以較大變化率平穩增加的特點；而極限位移的增幅在相鄰兩個高寬比模型之間較為均勻，維持在20%左右，如W2的極限位移比W1降低了22.51%，W3、W4的極限位移比W1分別提高了12.1%和39.7%。說明進入彈塑性階段以后，增大高寬比會使砌體墻的極限變形穩步提高，而極限變形之前的開裂、屈服、峰值位移的增幅由小到大，并逐漸以一個相對大的變化率增長。

考慮其原因是開裂荷載隨著高寬比的增加而減小，故大高寬比的墻體先出現裂縫，墻體砂漿層相對產生更大滑移，極限變形增大。從墻體的側移水平來看，高寬比對墻體變形能力具有顯著影響，且變形能力隨著高寬比的增加而提高。所以工程中在減小砌體墻高寬比來增加承載能力的同時，還要考慮有一個合理范圍的上限來盡可能保證其變形能力的水平。

下面看隨著高寬比的增加，延性系數的變化情況。其中W2的延性系數比W1增加1.85%，W3的延性系數比W1降低27.31%，W4的延性系數比W1降低31.02%，可以發現隨著高寬比由0.5逐漸增大至1.0，砌體墻的延性系數呈現減小趨勢，且高寬比較小時降幅也小，隨著高寬比增大至0.86，降幅增大，而到了高寬比為1.0時，降幅又減小，無明顯線性變化規律，但從目前延性系數的數據來看，隨著高寬比的增大，墻體變形能力降低。這與上文得出的結論相悖，考慮有兩方面原因，一是延性系數比較特殊，其變化率沒有規律，受本文模型組數所限，延性系數隨高寬比的增大可能會表現出減小后又繼續增大的趨勢；二是本文研究對象因為是老舊砌體建筑墻體，材料屬性及本構關系較為復雜，與一般墻體的力學性能表現有差距在所難免。

最后由四個模型的剛度變化可以看出，不同高寬比的墻體剛度退化規律一致。加載初期水平荷載較小，頂部水平位移小，抗側移剛度較大，剛度不斷下降；直到墻體出現裂縫，進入彈塑性階段，剛度大幅下降；然后在開裂到破壞過程中剛度降低趨勢變緩，漸趨于水平。

將四面墻體的剛度曲線進行綜合對比分析，可知高寬比越小的墻體剛度曲線在同一位移時斜率絕對值越大，退化速率越快，但高寬比越大的墻體剛度降低越先趨于水平；就初始剛度而言，四者差距較大，高寬比增加的同時初始剛度在以10%左右均勻的減速率減小，如W2的初始剛度比W1提高36.81%，W3、W4的初始剛度比W1分別降低27.61%和48.89%；對于屈服前側向剛度，隨高寬比的增加，屈服前側向剛度先以一個均勻的變化率降低，到了高寬比為1.0時，降低速率變慢，這與小高寬比墻體前期迅速的剛度退化速率有關。

五、結論

為進一步探索砌體材料破損過程，研究高寬比對砌體墻力學性能變化的影響，本文以老舊建筑砌墻作為研究對象，采用數值模擬分析的方法，利用磚塊和砂漿組成砌體的現場試驗結果，以及有限元軟件對試驗結果校正后得到的本構模型和參數，建立里一面對照砌體墻模型并分析了其自身力學性能特征并驗證了其有效性；基于對照砌體墻模型，另設計并建立了其他三個不同高寬比的砌體墻模型，對幾個模型進行破壞形態、骨架曲線、剛度曲線、側移水平等方面的結果分析，研究高寬比對砌體墻力學性能變化的影響。結果表明：

（1）在對模型模擬結果進行處理時，用到了雙線性化分析方法，其計算得到的部分力學性能結果與試驗結果基本一致；同時取雙線性化處理得到的水平承載力與以 變系數剪摩理論公式計算得到的結果進行對比，誤差較小，在多重驗證下證明了用雙線性化分析方法簡化處理砌體墻模型計算得到的骨架曲線數據結果的可行性。

（2）不同高寬比模型模擬結果對比顯示，改變高寬比不會改變墻體的等效應力分布，但會改變裂縫出現的位置、擴展的方向及裂縫區域寬度，還會改變左側單調水平荷載對墻體豎向變形的推遲作用，且高寬比較大的墻體趾部破壞特征愈顯著。

（3）不同高寬比的墻體骨架曲線、剛度曲線走勢趨于一致 ，破壞過程相同，且剛度退化速率均隨水平位移的增大而逐漸減小。

（4）不同高寬比對砌體墻承載能力的影響體現在：隨高寬比增加，墻體的承載能力降低，開裂荷載與峰值荷載也同步降低。

（5）不同高寬比對砌體墻剛度的影響體現在：隨高寬比增加，側向剛度降低，表現在初始剛度與屈服前側向剛度的減少，且剛度退化速率減慢，但降低更早趨于水平。

（6）不同高寬比對砌體墻變形能力的影響體現在：隨高寬比增加，墻體的變形能力提高，表現在極限位移、峰值位移、屈服位移和開裂位移的增加。所以工程中可以通過在合理范圍內減小砌體墻高寬比來增加承載能力，同時還要考慮有一個合理范圍的上限來盡可能保證其變形能力的水平；但延性系數先增加后減小，與常規墻體性能表現不同，考慮可能原因是延性系數本身具有隨高寬比增加先增加后減小又增加的特點，本文研究模型數不夠所以未能看到此種原因；也可能因為研究對象材料屬性及本構關系較為特殊導致。

本文以老舊建筑砌體墻為研究對象，探究了高寬比對其力學性能的影響，因其長期受外界物理化學作用，彈性模量低，強度被極大衰減，較普通墻體材料屬性與本構關系更為復雜，上述研究除延性系數外，其他結論與常見墻體一致，進一步驗證了高寬比對墻體力學性能變化影響的普遍規律，也可為其他類型墻體或砌體結構力學性能分析提供參考。

附：

機時耗費：

涉及多個模型，未具體統計，平均每個模型4.5h左右。

仿真計算采用的設備基本情況：