呂安安,趙志剛,董鐵良,常世濤

(1.沈陽建筑大學(xué)土木工程學(xué)院,遼寧 沈陽 110168;2.北京市燕通建筑構(gòu)件有限公司,北京 102202)

隨著全球氣候變暖問題日益嚴(yán)重,建筑節(jié)能問題開始受到各國的普遍關(guān)注,從1988年被動(dòng)式房屋概念被提出,建筑物的節(jié)能材料和結(jié)構(gòu)在30多年間得到了不斷的變化和發(fā)展。在我國,超低能耗建筑作為一種良好的節(jié)能方案開始受到人們關(guān)注[1],在嚴(yán)寒和寒冷地區(qū),房屋的外墻保溫系統(tǒng)對(duì)建筑節(jié)能起著至關(guān)重要的作用。目前常見的建筑外墻通常為三明治結(jié)構(gòu),中部的保溫板厚度將直接影響室內(nèi)外的熱交換率,決定建筑節(jié)能效果[2-3]。

拉結(jié)件對(duì)超低能耗夾芯墻板的內(nèi)、外葉墻起到聯(lián)結(jié)作用,一般分為承重拉結(jié)件和限位拉結(jié)件兩種[4],承重拉結(jié)件同時(shí)承受拉力、壓力和剪力,而限位拉結(jié)件僅承受拉力和壓力。限位拉結(jié)件主要起到承擔(dān)風(fēng)荷載等面外荷載、內(nèi)外溫差較大時(shí)溫度應(yīng)力的作用,可以使用金屬或非金屬材料,其中非金屬拉結(jié)件只適用于保溫層厚度在150 mm以內(nèi)的情況,金屬限位拉結(jié)件由于機(jī)械性能良好,多用于保溫層厚度在150 mm以上夾芯保溫墻板[5]。目前常用的限位拉結(jié)件研究多集中于保溫板厚度為200 mm以內(nèi)的夾芯墻板,而針對(duì)于保溫層厚度超過200 mm的超低能耗夾芯墻板的限位拉結(jié)件的研究有限[6-7]。基于此,筆者針對(duì)于保溫層厚度大于200 mm的預(yù)制超低能耗夾芯墻板的金屬限位拉結(jié)件的抗拉性能進(jìn)行力學(xué)性能試驗(yàn)和模擬分析,為該類墻板限位拉結(jié)件的研究提供設(shè)計(jì)依據(jù)。

1 限位拉結(jié)件設(shè)計(jì)方法

原則上,拉結(jié)件設(shè)計(jì)時(shí)不考慮保溫板受壓,所有拉力、壓力、剪力均由拉結(jié)件承擔(dān)。夾芯墻板的總拉力由限位拉結(jié)件和承重拉結(jié)件沿拉力作用方向的分量共同承擔(dān),一般以錨固破壞控制[8];夾芯墻板的總剪力由承重拉結(jié)件沿剪力作用方向的分量承擔(dān),一般由壓桿失穩(wěn)承載力和拉結(jié)件節(jié)點(diǎn)混凝土破壞承載力較小值控制[9];夾芯墻板的總壓力由限位拉結(jié)件和承重拉結(jié)件沿壓力作用方向的分量共同承擔(dān),一般由壓桿失穩(wěn)控制[10]。

由于限位拉結(jié)件的桿件直徑較小,安裝時(shí)一般由人工后插或預(yù)先安裝后再穿過桿件放置保溫板,均很難保證拉結(jié)件豎直,存在較大的初始彎曲或偏心,會(huì)極大地降低桿件的受壓穩(wěn)定承載力,桿件失穩(wěn)后,仍需依靠保溫板承受壓力,這與原設(shè)計(jì)假定不相符?；谏鲜龇治?筆者暫不進(jìn)行限位拉結(jié)件的受壓性能分析,對(duì)針式拉結(jié)件的受壓問題,可通過修改設(shè)計(jì)方案解決,如設(shè)計(jì)時(shí)不考慮限位拉結(jié)件受壓,全部由承重拉結(jié)件承擔(dān)壓力。

2 金屬限位拉結(jié)件抗拉試驗(yàn)

2.1 試件設(shè)計(jì)

試驗(yàn)所采用的金屬限位拉結(jié)件如圖1所示,金屬拉結(jié)件由白鋼制作,實(shí)測力學(xué)指標(biāo)見表1。根據(jù)文獻(xiàn)[6],白鋼拉結(jié)件的屈服強(qiáng)度不小于400 MPa,抗拉強(qiáng)度為600～930 MPa,斷后伸長率不應(yīng)小于25%,實(shí)測指標(biāo)均滿足標(biāo)準(zhǔn)要求?？估囼?yàn)所用混凝土強(qiáng)度等級(jí)為C30,上、下層混凝土板長寬均為250 mm×250 mm,厚度均為150 mm,混凝土塊的形心線埋設(shè)了施加拉力的鋼筋,端部通過機(jī)械錨固措施增強(qiáng)錨固能力,防止試驗(yàn)中首先發(fā)生錨固失效[10]。同一參數(shù)試件制作兩個(gè),試件設(shè)計(jì)和錨固深度見表2。金屬限位拉結(jié)件抗拉試件設(shè)計(jì)如圖2所示。

圖1 金屬限位拉結(jié)件Fig.1 Metal limit connector

表1 拉結(jié)件實(shí)測力學(xué)指標(biāo)Table 1 Average value of measured connectors

表2 拉結(jié)件錨固深度Table 2 Anchorage depth of connector

圖2 受拉試件設(shè)計(jì)圖Fig.2 Design drawing of tensile specimen

2.2 試驗(yàn)裝置

試驗(yàn)加載方式為荷載控制,加載速度為0.1 kN/s,當(dāng)拉結(jié)件被完全拔出破壞時(shí),停止加載,試驗(yàn)裝置如圖3所示。在試件靠近四角各設(shè)置1個(gè)位移傳感器,以量測上下混凝土板的相對(duì)位移,位移測點(diǎn)布置如圖4(a)所示,應(yīng)變測點(diǎn)布置如圖4(b)所示,其中應(yīng)變測點(diǎn)S1、S2位于拉結(jié)件桿件中部位置。

圖3 試驗(yàn)裝置Fig.3 The devices of test

圖4 測點(diǎn)布置圖Fig.4 Layout of measuring points

2.3 破壞過程分析

試件破壞后的局部破壞狀態(tài)如圖5所示。從圖中可以看到,開口端在拉力作用下發(fā)生錨固破壞,破壞部位混凝土呈椎體拔出。L6.5-250試件的總體破壞范圍比L5.0-200更大,但破壞面積均小于200 mm×200 mm,說明在實(shí)際工程中,限位拉結(jié)件的間距應(yīng)大于200 mm以上是合理的,間距過小相鄰拉結(jié)件可能存在群錨破壞問題[11-12]。試件L6.5-250b發(fā)生了限位拉結(jié)件封閉端破壞,此時(shí)混凝土破壞范圍很大,不同于限位拉結(jié)件開口端的混凝土錐形破壞,此時(shí)發(fā)生的為斜截面受拉破壞,這是由于試件制作時(shí)錨固長度偏小及上下混凝土澆筑質(zhì)量不一致導(dǎo)致。

圖5 試件受拉局部破壞形態(tài)Fig.5 Tensile local failure patterns of the specimen

2.4 荷載-位移曲線分析

各試件荷載-平均豎向位移曲線如圖6所示,荷載-應(yīng)變曲線如圖7所示。

圖6 拉結(jié)件荷載-位移曲線Fig.6 Load-displacement curves of the connectors

圖7 拉結(jié)件荷載-應(yīng)變曲線Fig.7 Load-strain curves of the connectors

通過圖6、圖7可以看出,4個(gè)試件的荷載-位移曲線的形態(tài)不完全一致,但同一直徑的拉結(jié)件抗拉極限承載力總體接近。試件L5.0-200a表現(xiàn)為桿件受拉直至屈服,之后兩根桿件的錨固端與混凝土幾乎同步發(fā)生粘結(jié)滑移破壞。達(dá)到極限荷載時(shí),拉結(jié)件的開口端波浪段逐漸被拉直,金屬與混凝土之間的粘結(jié)力不斷減小,桿件應(yīng)變逐漸減小,荷載持續(xù)減小,最終發(fā)生金屬粘結(jié)滑移錨固破壞。試件L5.0-200b破壞形態(tài):一根桿件同L5.0-200a相似,發(fā)生了粘結(jié)滑移錨固破壞;另一根桿件發(fā)生斷裂破壞,既材料破壞,發(fā)生粘結(jié)滑移錨固破壞的桿件應(yīng)變?cè)诤奢d值達(dá)到最大后逐漸減小,而斷裂桿件的應(yīng)變持續(xù)增大,直至發(fā)生斷裂。試件L6.5-250a發(fā)生了典型的混凝土錐形破壞,拉結(jié)件開口端的錨固段波浪形結(jié)構(gòu)未發(fā)生明顯改變,錨固區(qū)域混凝土整體以錐形切面發(fā)生破壞,破壞后荷載迅速減小至零。拉結(jié)件桿件均未發(fā)生屈服,處于彈性階段,荷載-應(yīng)變曲線的荷載值在達(dá)到峰值后按原軌跡迅速返回。試件L6.5-250b與其他試件不同,拉結(jié)件封閉端發(fā)生混凝土整體受拉破壞,這是由于拉結(jié)件錨固端承載力大于該處混凝土受拉承載力,破壞后拉結(jié)件整體外露,荷載突降為零。拉結(jié)件桿件未發(fā)生屈服,處于彈性階段,應(yīng)變?cè)诤奢d達(dá)到峰值后也突然減小接近為零。此種破壞情況在工程中應(yīng)盡量避免。

2.5 承載力分析

對(duì)連接件產(chǎn)品,國內(nèi)和國外目前主要按分項(xiàng)系數(shù)法設(shè)計(jì),即效應(yīng)項(xiàng)為荷載分項(xiàng)系數(shù)γL乘以荷載效應(yīng)標(biāo)準(zhǔn)值SLk,抗力項(xiàng)為連接件承載力標(biāo)準(zhǔn)值Rk除以承載力分項(xiàng)系數(shù)γR,控制效應(yīng)項(xiàng)不應(yīng)大于抗力項(xiàng)(γLSLk≤Rk/γR)。按安全系數(shù)法的概念,應(yīng)為SLk≤Rk/K,相當(dāng)于安全系數(shù)K=γLγR。 拉結(jié)件的設(shè)計(jì)承載力按歐洲規(guī)范[15]進(jìn)行了荷載組合,其中永久荷載分項(xiàng)系數(shù)取1.35、可變荷載分項(xiàng)系數(shù)取1.5。 對(duì)承載力分項(xiàng)系數(shù),拉結(jié)件參考了歐洲規(guī)范混凝土中緊固件的設(shè)計(jì)要求,將混凝土破壞承載力作為緊固件的極限承載力,因此承載力分項(xiàng)系數(shù)同混凝土材料的分項(xiàng)系數(shù)一致,取1.5。 按安全系數(shù)法的概念,歐洲規(guī)范中拉結(jié)件的安全系數(shù)取值相當(dāng)于2.0～2.3。

根據(jù)我國的設(shè)計(jì)規(guī)范,拉結(jié)件在墻板脫模起吊及運(yùn)輸?shù)跹b階段的作用類似于吊件,根據(jù)《混凝土結(jié)構(gòu)工程施工規(guī)范》(GB 50666—2011)規(guī)定[16],普通預(yù)埋吊件的安全系數(shù)取4;根據(jù)《混凝土結(jié)構(gòu)設(shè)計(jì)規(guī)范》(GB 50010—2016)規(guī)定[13],吊環(huán)鋼筋考慮了全部分項(xiàng)系數(shù)的安全系數(shù)K=270/65≈4.15,因此拉結(jié)件的安全系數(shù)最小值取為K=4。

各試件承載力結(jié)果見表3。在文中安全系數(shù)的計(jì)算公式為Kt=Nu/Nd,其中Nu為試驗(yàn)測得的極限承載力標(biāo)準(zhǔn)值。由于拉結(jié)件的設(shè)計(jì)承載力Nd=5.4 kN為設(shè)計(jì)值,由《建筑結(jié)構(gòu)可靠性設(shè)計(jì)統(tǒng)一標(biāo)準(zhǔn)》(GB 50068—2018)可知[17],承載力的分項(xiàng)系數(shù)取1.3,因此設(shè)計(jì)承載力的標(biāo)準(zhǔn)值為Nkd=5.4/1.3=4.15 kN。

表3 拉結(jié)件受拉承載力Table 3 Bearing capacity of the connectors

從表3可以得出,安全系數(shù)Kt值在5.88～8,滿足國內(nèi)一般采用的安全系數(shù)最小值為4的要求。

2.6 變形分析

各試件的加載點(diǎn)施加荷載值和混凝土四角位移計(jì)測量得到的平均位移結(jié)果見表4。從表中可以看出,拉結(jié)件達(dá)到設(shè)計(jì)承載力Nd時(shí),內(nèi)外層混凝土板的平均相對(duì)位移為0.4～2.4 mm,一般認(rèn)為預(yù)制夾芯墻板之間的密封膠最大剪切變形為1英寸(即2.54 mm)[15],因此認(rèn)為在正常使用情況下夾芯墻板處密封膠不會(huì)發(fā)生剪切破壞。

表4 拉結(jié)件承載力與對(duì)應(yīng)變形量

拉結(jié)件達(dá)到極限承載力時(shí)的位移為4.2～17.7 mm,遠(yuǎn)超過密封膠的最大剪切變形量,因此當(dāng)充分發(fā)揮拉結(jié)件的承載能力時(shí),產(chǎn)生的變形量將破壞密封膠的密封性能,為了防止此類情況的發(fā)生,保證拉結(jié)件在正常使用情況下的變形量控制在密封膠的最大剪切變形量以內(nèi),需要控制拉結(jié)件在正常使用情況下發(fā)揮的抗拉承載力遠(yuǎn)小于承載能力極限狀態(tài)下的抗拉承載力[18-21]。

3 金屬限位拉結(jié)件模擬分析

3.1 有限元模型

金屬限位拉結(jié)件模擬采用的混凝土板均采用實(shí)體單元八結(jié)點(diǎn)線性六面體單元減縮積分C3D8R模擬,內(nèi)部鋼筋網(wǎng)片采用線性三維兩節(jié)點(diǎn)桁架T3D2模擬,限位拉結(jié)件采用兩結(jié)點(diǎn)空間線性梁單元B31模擬。模擬過程中下部混凝土塊的約束形式采用完全固定形式,模擬試驗(yàn)情況,對(duì)上部混凝土施加拉力;鋼筋網(wǎng)片與混凝土之間通過內(nèi)置區(qū)域進(jìn)行約束;限位別針拉結(jié)件與混凝土之間也通過內(nèi)置區(qū)域進(jìn)行約束。有限元模型如圖8所示。混凝土實(shí)體單元的網(wǎng)格尺寸設(shè)置為5 mm,鋼筋網(wǎng)片桁架單元結(jié)構(gòu)網(wǎng)格尺寸設(shè)置為6 mm,限位拉結(jié)件單元網(wǎng)格尺寸設(shè)置為15 mm。拉結(jié)件L5.0-200、L6.5-250模擬后的位移云圖如圖9所示。通過位移云圖可以看出,拉結(jié)件與混凝土相接觸的部位由于受到拉結(jié)件傳遞的拉應(yīng)力作用,導(dǎo)致該處混凝土局部受拉,L6.5-250的受拉區(qū)域較L5.0-200的大,這與試驗(yàn)結(jié)果相一致。

圖8 有限元模型Fig.8 Finite element model

圖9 有限元模擬結(jié)果Fig.9 The finite element calculation results

3.2 模擬結(jié)果與分析

拉結(jié)件L5.0-200的荷載-位移曲線如圖10所示。從圖中可以看出,拉結(jié)件在經(jīng)過彈性階段后逐漸開始屈服。通過模擬結(jié)果可知,拉結(jié)件屈服時(shí)所對(duì)應(yīng)的極限荷載為24.32 kN,該值與兩組試驗(yàn)值相比,偏差均小于15%,可認(rèn)為該模擬結(jié)果可靠。安全系數(shù)Ks=24.32/4.15=5.86,此值大于規(guī)范擬定的安全系數(shù)最小值4,滿足安全要求。

圖10 L5.0-200荷載-位移曲線Fig.10 L5.0-200 load displacement curve

拉結(jié)件L6.5-250荷載-位移曲線如圖11所示。

圖11 L6.5-250荷載-位移曲線Fig.11 L6.5-250 load displacement curve

從圖中可以看出,曲線形狀與L5.0-200相似,屈服時(shí)所對(duì)應(yīng)的荷載極值為30.51 kN,模擬值與試驗(yàn)值相比,偏差均小于15%,可認(rèn)為該模擬結(jié)果可靠。安全系數(shù)Ks=30.51/4.15=7.35,此值顯著大于規(guī)范擬定的安全系數(shù)最小值4,滿足安全要求。

4 結(jié) 論

(1)在力學(xué)性能上,由于混凝土材料的不均勻性,該金屬限位拉結(jié)件的抗拉破壞形式不同,L5.0-200的最小抗拉承載力為24.4 kN,L6.5-250的最小抗拉承載力為29.3 kN。安全系數(shù)K均大于國內(nèi)規(guī)范擬定的最小值4,說明其抗拉性能可以滿足我國規(guī)范要求。

(2)在變形性能上,金屬限位拉結(jié)件達(dá)到設(shè)計(jì)承載力時(shí),混凝土板的相對(duì)變形量均小于密封膠最大剪切變形,說明在正常使用情況下密封膠不會(huì)發(fā)生剪切破壞。

(3)由于拉結(jié)件的桿件為光圓的不銹鋼,且直徑較小,容易在穿過保溫層后發(fā)生彎曲的現(xiàn)象,施工時(shí)如無法保證拉結(jié)件垂直安裝,則建議不考慮該限位拉結(jié)件的抗壓性能,按承重拉結(jié)件和保溫板承受全部受壓來設(shè)計(jì)。