潘金龍，錢臻旭，張莉亞，許 荔，王 磊

(1 東南大學(xué)土木工程學(xué)院，南京 210096；2 江蘇澄筑建筑科技有限公司，南通 226017)

0 引言

隨著社會(huì)與經(jīng)濟(jì)的發(fā)展，推行建筑工業(yè)化、住宅產(chǎn)業(yè)化和新型節(jié)能材料已成為建筑業(yè)傳統(tǒng)生產(chǎn)方式升級(jí)換代的關(guān)鍵。在建筑能耗分析中發(fā)現(xiàn)，外墻能耗占到了建筑總能耗的近一半，因此在建筑節(jié)能設(shè)計(jì)中，針對(duì)外墻圍護(hù)結(jié)構(gòu)的節(jié)能設(shè)計(jì)非常重要。然而傳統(tǒng)的單一材料墻體往往難以同時(shí)滿足力學(xué)及較高的保溫隔熱要求，故而復(fù)合墻板應(yīng)運(yùn)而生。其中，輕鋼龍骨復(fù)合墻板是一種由輕鋼龍骨、內(nèi)外墻板及填充保溫材料復(fù)合而成的墻體，具有輕質(zhì)高強(qiáng)、延性好、環(huán)保節(jié)能、施工方便等優(yōu)點(diǎn)[1-2]。目前，國內(nèi)外學(xué)者已針對(duì)輕鋼龍骨復(fù)合墻體抗震性能進(jìn)行了多項(xiàng)研究，不僅集中于單片墻板的破壞機(jī)理，還涉及了不同種類墻板[3-7]、不同龍骨連接類型[8]及其優(yōu)化設(shè)計(jì)[9-12]等多個(gè)方面。

本文所研究的輕鋼龍骨混凝土組合外掛墻板(簡稱SC墻板)是輕鋼龍骨復(fù)合墻板的延伸，由混凝土板、輕鋼龍骨骨架、填充巖棉和水泥纖維板組成，通過約束節(jié)點(diǎn)和承重節(jié)點(diǎn)外掛于框架，是一種裝飾、保溫一體化的新型組合墻體。雖然SC墻板為非結(jié)構(gòu)構(gòu)件，但仍要承受風(fēng)荷載和地震作用，其仍應(yīng)滿足《建筑抗震設(shè)計(jì)規(guī)范》(GB 50011—2010)(簡稱抗震規(guī)范)對(duì)于承載力、變形能力等的要求，并保證與主體結(jié)構(gòu)的連接具有可靠性，因此，其抗震性能也是亟待研究的課題。

本文針對(duì)兩種新型SC墻板的抗震性能進(jìn)行試驗(yàn)研究，并比較其性能的差異。首先，對(duì)兩塊足尺墻板試件進(jìn)行低周反復(fù)荷載試驗(yàn)，研究承重節(jié)點(diǎn)處有無設(shè)置橫撐對(duì)SC墻板抗震性能的影響。其次，研究兩種組合外掛墻板的破壞模式、變形特點(diǎn)以及裂縫開展等情況，并驗(yàn)證墻板與節(jié)點(diǎn)連接的可靠性。最后，分析兩種墻板的荷載-位移曲線，與框架結(jié)構(gòu)的彈性位移角限值和彈塑性位移角限值進(jìn)行對(duì)比，探究墻板的抗震性能是否滿足結(jié)構(gòu)抗震設(shè)計(jì)的要求，提出相應(yīng)的優(yōu)化建議。墻板是非結(jié)構(gòu)構(gòu)件，在設(shè)計(jì)時(shí)常常不考慮其抗震作用，故僅將耗能能力及剛度退化作為評(píng)判SC墻板抗震性能的參考性指標(biāo)，但仍要保證SC墻板與主體結(jié)構(gòu)的可靠連接和良好的協(xié)同變形能力，避免在地震作用下發(fā)生脫落。

1 試驗(yàn)概況

1.1 試件設(shè)計(jì)

為了研究SC墻板本身的抗震性能，本文設(shè)計(jì)了節(jié)點(diǎn)采用鉸接連接的鋼框架用于固定墻板試件。首先根據(jù)有限元軟件ABAQUS的試算結(jié)果，確定試驗(yàn)框架尺寸為3 500mm×2 665mm，框架梁選用HW250×250×9×14，框架柱選用HM244×175×7×11，鋼材選用Q235B。梁柱上均焊接若干厚度為12mm的加勁肋，如圖1所示。梁柱之間通過直徑為30mm銷釘所形成的鉸接點(diǎn)相連，確保試驗(yàn)過程中鋼框架不參與墻體試件的水平受力。

圖1 試驗(yàn)鋼框架設(shè)計(jì)

本試驗(yàn)共設(shè)計(jì)2塊足尺SC墻板試件，試件E-1為標(biāo)準(zhǔn)試件，不設(shè)置橫撐；試件E-2則設(shè)置橫撐。兩試件尺寸相同，均為3 500mm×3 300mm。所用SC墻板的基本構(gòu)造及輕鋼龍骨布置形式分別如圖2，3所示。試件的外敷面為50mm厚內(nèi)置鍍鋅鋼絲網(wǎng)的混凝土板，輕鋼龍骨骨架由豎龍骨及天地龍骨組合形成，豎龍骨采用C140×50×11×1.5，間距為400mm，天地龍骨則采用U143×56×1.5，通過M12平頭螺栓連接混凝土層與龍骨層，并在兩者間形成8mm空氣層。輕鋼龍骨采用GR340型號(hào)冷軋鍍鋅鋼板，其屈服強(qiáng)度為340MPa。內(nèi)封板則由多塊15mm厚水泥纖維板拼裝而成，龍骨骨架與水泥纖維板在拼縫兩側(cè)采用ST4.8自攻螺釘分別連接，自攻螺釘間距為200mm，試驗(yàn)中均不考慮巖棉對(duì)墻板試件承載力和剛度的貢獻(xiàn)。

圖2 SC墻板基本構(gòu)造

圖3 試驗(yàn)墻板龍骨布置

SC墻板與主結(jié)構(gòu)梁之間的間距為40mm?？紤]到實(shí)際工程中上下墻板之間的約束作用，將墻板地龍骨處的2個(gè)螺桿式約束節(jié)點(diǎn)與鋼框架下梁相連。承重節(jié)點(diǎn)和拉板式約束節(jié)點(diǎn)的設(shè)置與實(shí)際工程保持一致，承重節(jié)點(diǎn)由牛腿件、龍骨加強(qiáng)板、橫撐件以及M20豎向調(diào)節(jié)螺桿組成，墻板安裝時(shí)牛腿件通過螺栓與鋼框架上梁相連，通過豎向調(diào)節(jié)螺桿調(diào)整墻板豎向高度。拉板式約束節(jié)點(diǎn)由拉板、連接螺栓及墊片組成，拉板開垂直一字孔，與上梁下翼緣及豎龍骨通過螺栓連接。螺桿式約束節(jié)點(diǎn)由托板和M12長螺桿組成，該節(jié)點(diǎn)處設(shè)直徑30mm的圓孔，即允許墻板可水平向左向右自由運(yùn)動(dòng)15mm的距離。節(jié)點(diǎn)構(gòu)造細(xì)節(jié)如圖4所示。

1.2 加載裝置及測(cè)點(diǎn)布置

試驗(yàn)加載裝置如圖5所示，鋼框架的底梁由地錨螺栓錨固于地面，水平荷載由液壓伺服作動(dòng)器施加，加載過程以推為正向加載，以拉為反向加載。為防止鋼框架及墻板試件發(fā)生平面外側(cè)向失穩(wěn)，試驗(yàn)?zāi)Ｐ驮谏狭旱膬蓚?cè)縱向設(shè)置4根直徑為30mm的鋼筋，在墻板兩側(cè)對(duì)稱設(shè)置4個(gè)斜撐，并于斜撐與試件接觸處設(shè)置滾輪，以避免斜撐對(duì)試件受力造成干擾，此外，在底梁端部設(shè)置千斤頂以防止構(gòu)件發(fā)生整體的滑移。

圖5 試驗(yàn)加載裝置

在水泥纖維板面布置10個(gè)應(yīng)變片，其布置位置如圖6所示。用于測(cè)試墻板在試驗(yàn)過程中位移情況的接觸式位移計(jì)布置如圖7所示，共布置了5個(gè)位移計(jì)。

圖6 水泥纖維板應(yīng)變片布置

圖7 位移計(jì)布置

1.3 加載制度

試驗(yàn)前，首先在彈性范圍內(nèi)對(duì)墻板進(jìn)行預(yù)加載，加載值為5kN，檢查各個(gè)儀器和測(cè)點(diǎn)的量測(cè)參數(shù)是否正常，如果發(fā)現(xiàn)異常應(yīng)找出原因，直到確保一切正常后，卸去荷載，將各個(gè)儀器數(shù)值清零。正式加載中，采用位移控制加載，對(duì)試件施加水平往復(fù)荷載。首先采用較小的位移3mm一級(jí)控制加載，待試件屈服后，以屈服位移Δy的倍數(shù)Δy，2Δy，3Δy，4Δy……進(jìn)行加載，每級(jí)循環(huán)三次，直至試件破壞。當(dāng)發(fā)生下列條件之一時(shí)判定試件破壞，即可停止加載：1)墻板表面出現(xiàn)嚴(yán)重的貫穿裂縫；2)螺栓被剪斷；3)層間位移角超過抗震規(guī)范限制的彈塑性層間位移角限值1/50。

2 試驗(yàn)現(xiàn)象及結(jié)果分析

2.1 試驗(yàn)現(xiàn)象

墻板與鋼框架連接時(shí)，節(jié)點(diǎn)處螺栓具有一定的預(yù)壓應(yīng)力，當(dāng)試件E-1第一階段加載的位移達(dá)到6mm時(shí)，節(jié)點(diǎn)連接處開始發(fā)生相對(duì)滑動(dòng)，正向、負(fù)向荷載-位移曲線均出現(xiàn)了拐點(diǎn)，位移增加，但荷載增加緩慢，表現(xiàn)出屈服的特征，故將6mm作為試件E-1的屈服位移。位移加載至-42mm時(shí)，發(fā)現(xiàn)右邊的螺桿式約束節(jié)點(diǎn)仍未與開孔鋼板的孔壁相接觸(圖8(a))，而位移加載至+42mm時(shí)，兩根長螺桿都與孔壁相接觸，這導(dǎo)致荷載-位移曲線的后續(xù)部分出現(xiàn)明顯的不對(duì)稱現(xiàn)象。位移加載至-60mm時(shí)，兩根長螺桿都與孔壁相接觸。位移加載至+66mm時(shí)，右側(cè)拉板式約束節(jié)點(diǎn)的拉板與水泥纖維板擠壓導(dǎo)致水泥纖維板開裂(圖8(b))。位移加載至+72mm時(shí)，原有裂縫寬度增加，且向墻板右側(cè)邊緣延伸(圖8(c))。試驗(yàn)加載后期，承重節(jié)點(diǎn)處螺栓產(chǎn)生滑移，在牛腿件上產(chǎn)生劃痕(圖8(d))。剪力釘在混凝土中錨固失效，使得混凝土表面產(chǎn)生多處凹陷(圖8(e))。

圖8 試件E-1試驗(yàn)現(xiàn)象

試件E-2預(yù)加載荷載為10kN，方向?yàn)橥屏Ψ较颍A(yù)加載后右側(cè)拉板式約束節(jié)點(diǎn)右下角出現(xiàn)了長裂紋(圖9(a))。位移加載至6mm時(shí)，正向加載時(shí)試件已經(jīng)出現(xiàn)屈服現(xiàn)象，而負(fù)向加載時(shí)試件未出現(xiàn)屈服現(xiàn)象，在下一級(jí)加載過程中，加載位移達(dá)到10mm左右時(shí)，負(fù)向加載時(shí)試件也達(dá)到了屈服狀態(tài)。位移加載至18mm時(shí)，水泥纖維板右上方的裂縫寬度明顯增加，并向水泥纖維板邊緣擴(kuò)展。位移加載至54mm時(shí)，水泥纖維板在右側(cè)拉板的擠壓下出現(xiàn)了剝落(圖9(b))。位移加載至90mm(15Δy)時(shí)，左側(cè)螺桿式約束節(jié)點(diǎn)處墻板與底梁鋼板表面脫空，脫離高度大約為30mm(圖9(c))，此時(shí)加載的位移所對(duì)應(yīng)的層間位移角為1/31，遠(yuǎn)大于塑性層間位移角限值1/50，故停止加載。此時(shí)，螺桿式約束節(jié)點(diǎn)處的輕鋼龍骨已經(jīng)發(fā)生了較大的變形，原本直徑為30mm的圓孔處形成了長約86mm的長圓孔，如圖9(d)所示。螺桿產(chǎn)生了一定程度的彎曲(圖9(e))，表面與孔壁接觸處有明顯的擦痕，右側(cè)拉板式約束節(jié)點(diǎn)的拉板也有明顯的彎曲現(xiàn)象(圖9(f))。

圖9 試件E-2試驗(yàn)現(xiàn)象

當(dāng)本試驗(yàn)所施加的水平位移為5.1mm，即達(dá)到鋼筋混凝土框架結(jié)構(gòu)的彈性層間位移角限值1/550時(shí)，SC墻板仍處于彈性階段；當(dāng)層間位移達(dá)到11.2mm，即達(dá)到多高層鋼結(jié)構(gòu)彈性層間位移角限值1/250時(shí)，SC墻板無明顯破壞現(xiàn)象，可滿足抗震規(guī)范對(duì)于非結(jié)構(gòu)構(gòu)件抗震性能水準(zhǔn)(外觀可能損壞，不影響使用和防火能力)的指標(biāo)。當(dāng)層間位移角達(dá)到鋼筋混凝土框架或多高層鋼結(jié)構(gòu)彈塑性層間位移角限值1/50時(shí)，SC墻板沒有發(fā)生整體脫落、倒塌現(xiàn)象，且墻板與框架的連接節(jié)點(diǎn)區(qū)未出現(xiàn)明顯破壞，可滿足《裝配式鋼結(jié)構(gòu)建筑技術(shù)規(guī)范》(GB/T 51232—2016)和《裝配式混凝土結(jié)構(gòu)建筑技術(shù)規(guī)范》(GB/T 51231—2016)的要求。

2.2 滯回曲線

兩試件的滯回曲線如圖10所示，均可見明顯的滑移，表明該平移式外掛墻板可在水平力作用下實(shí)現(xiàn)平動(dòng)。試件E-1的滯回環(huán)正反較為對(duì)稱，在初始加載過程中滯回環(huán)呈梭形，但當(dāng)位移加載至12mm時(shí)，滯回環(huán)開始出現(xiàn)“捏縮”現(xiàn)象。隨著加載位移的增加，墻板地龍骨在螺桿式約束節(jié)點(diǎn)處損傷范圍不斷擴(kuò)大，且墻板整體出現(xiàn)了較明顯的滑移，荷載-位移曲線上出現(xiàn)了“零剛度”區(qū)段，滯回環(huán)呈Z形。試件E-2反向滯回環(huán)明顯較正向滯回環(huán)飽滿，表現(xiàn)出明顯的不對(duì)稱。該不對(duì)稱性主要體現(xiàn)在正反向的卸載曲線上，正向卸載曲線段出現(xiàn)了較長的“零剛度”區(qū)段，這是由于在正向預(yù)加載過程中，水泥纖維板在約束式節(jié)點(diǎn)處受到拉板的擠壓而出現(xiàn)了裂紋。

圖10 墻板試件滯回曲線

2.3 強(qiáng)度分析

2.3.1 骨架曲線

在低周反復(fù)荷載試驗(yàn)的滯回曲線圖上，將同方向各次加載的峰值點(diǎn)依次相連可得到骨架曲線，圖11給出了墻板試件的骨架曲線。

從圖11可以看出，在水平位移荷載作用下，當(dāng)墻板構(gòu)件屈服之后，隨著加載位移的增加，荷載緩慢增加，達(dá)到峰值荷載后，強(qiáng)度下降段曲線斜率逐漸減小。這是因?yàn)樵嚰Π逶谒嗬w維板開裂之后，其破壞主要發(fā)生在墻板地龍骨的腹板上，在長螺桿的擠壓下，地龍骨腹板上原有的圓孔被不斷地沿著力的作用方向拉長擴(kuò)孔。由于正式加載之前，試件E-2拉板式約束節(jié)點(diǎn)處的水泥纖維板出現(xiàn)了初始裂縫，所以試件E-1骨架曲線彈性段的斜率比試件E-2的斜率大。與試件E-1相比，試件E-2的屈服荷載由7.97kN提高到了9.66kN，增長了21.2%，峰值荷載由9.31kN提高到了10.39kN，增長了11.6%，說明布設(shè)橫撐可明顯提高墻板的強(qiáng)度。

圖11 墻板試件骨架曲線

2.3.2 強(qiáng)度退化

根據(jù)《建筑抗震試驗(yàn)規(guī)程》(JGJ 101—2015)的建議，采用同級(jí)荷載強(qiáng)度退化系數(shù)來表示試驗(yàn)中構(gòu)件的強(qiáng)度退化，強(qiáng)度退化系數(shù)λj表達(dá)式如式(1)所示。

(1)

式中：Pji為第j級(jí)加載位移(Δ/Δy=j，Δ為加載位移，Δy為屈服位移)時(shí)，第i次加載循環(huán)的峰值點(diǎn)荷載；Pj1為第j級(jí)加載位移(Δ/Δy=j)時(shí)，第1次加載循環(huán)的峰值點(diǎn)荷載。

本試驗(yàn)強(qiáng)度退化系數(shù)取每級(jí)位移加載的第2次循環(huán)與第1次循環(huán)的峰值點(diǎn)的比值。圖12給出了兩試件的強(qiáng)度退化系數(shù)λj隨加載位移Δ/Δy的變化情況，可以看出兩個(gè)試件的同級(jí)荷載強(qiáng)度退化程度并不明顯，甚至還略有提高。試件E-1比試件E-2的強(qiáng)度退化嚴(yán)重，最高達(dá)到了10.9%。

圖12 墻板試件強(qiáng)度退化規(guī)律

2.4 延性分析

本試驗(yàn)采用位移延性系數(shù)來衡量結(jié)構(gòu)的延性特征。根據(jù)抗震規(guī)范規(guī)定：結(jié)構(gòu)薄弱層彈塑性層間位移角應(yīng)滿足Δup≤[θp]h。其中，[θp]為彈塑性層間位移角限值，對(duì)于鋼筋混凝土框架結(jié)構(gòu)和多高層鋼結(jié)構(gòu)取值為1/50；h為層高。

由于SC墻板在位移加載至90mm后，承載力仍未下降至峰值荷載的85%以下，故將極限位移定義為層間位移角達(dá)到1/50時(shí)所對(duì)應(yīng)的位移，因?yàn)镾C墻板試件的有效高度h為2 800mm，故Δup為56mm。在加載后期，位移以屈服位移的倍數(shù)遞增，故取60mm作為極限位移，位移延性系數(shù)μ表達(dá)式為：

(2)

本文采用能量等值法來確定試件的屈服位移，SC墻板試件的特征位移及位移延性系數(shù)計(jì)算結(jié)果見表1。由表1可知，該平移式外掛墻板在地震作用下有較好的延性，構(gòu)件達(dá)到屈服承載力后沒有明顯的下降。試件E-2延性較試件E-1略差，這主要是由于布設(shè)橫撐推遲了試件的屈服，導(dǎo)致試件E-2的屈服位移較試件E-1的屈服位移大，而兩試件極限位移相同，故其位移延性系數(shù)相對(duì)較低。此外，因墻板的破壞并非位于豎龍骨處，故橫撐的設(shè)置對(duì)墻板延性的影響較小，試件E-2的位移延性系數(shù)比試件E-1的僅僅降低了8.6%。

2.5 耗能分析

采用等效黏滯阻尼系數(shù)計(jì)算了SC墻板的耗能能力。耗能能力計(jì)算結(jié)果見圖13，14及表2。

圖13 等效黏滯阻尼系數(shù)-位移曲線

圖14 累積等效黏滯阻尼系數(shù)-位移曲線

由圖13，14和表2可知，SC墻板的等效黏滯阻尼系數(shù)隨著位移的增大而增大，試件E-1和E-2表現(xiàn)出同樣的整體變化趨勢(shì)。當(dāng)位移加載至60mm時(shí)，試件E-1和E-2的等效黏滯阻尼系數(shù)分別為0.401，0.336，累積等效黏滯阻尼系數(shù)分別為3.418，2.670，表明試件在低周反復(fù)加載過程中吸收了大量的能量。達(dá)到屈服狀態(tài)時(shí)，試件E-1的等效黏滯阻尼系數(shù)在(0.25，0.26)，試件E-2的等效黏滯阻尼系數(shù)在(0.15，0.16)。與試件E-1相比，試件E-2的耗能小，這是因?yàn)镾C墻板發(fā)生了節(jié)點(diǎn)處的局部破壞，設(shè)置橫撐對(duì)墻板的耗能能力影響不大。

墻板試件特征位移及位移延性系數(shù) 表1

墻板試件耗能能力計(jì)算結(jié)果 表2

2.6 剛度退化分析

根據(jù)《建筑抗震試驗(yàn)規(guī)程》(JGJ 101—2015)中的規(guī)定，采用同級(jí)荷載的第1個(gè)滯回環(huán)的正負(fù)荷載峰值點(diǎn)之間連線的斜率K來衡量SC墻板的剛度退化程度，具體公式為：

(3)

式中：+Fi和-Fi分別為第i級(jí)荷載作用下第1次循環(huán)正、負(fù)向峰值荷載值；+Δi和-Δi分別為第i級(jí)荷載作用下第1次循環(huán)正、負(fù)向峰值荷載值所對(duì)應(yīng)的位移。

兩試件的剛度退化情況如圖15所示。從圖15可知：試件E-1的初始剛度遠(yuǎn)大于試件E-2的初始剛度，這是由于在正式加載前試件E-2拉板式約束節(jié)點(diǎn)處的水泥纖維板就出現(xiàn)了初始裂縫，這對(duì)墻板初始剛度削弱較大；當(dāng)位移加載小于12mm時(shí)，墻板的剛度退化較快；當(dāng)位移加載大于12mm后，墻板剛度退化的速率放緩；當(dāng)位移加載至36mm后，兩試件的剛度退化程度幾乎一致，這是因?yàn)榇藭r(shí)兩試件的損傷都集中在地龍骨的腹板擴(kuò)孔上。

圖15 剛度退化規(guī)律

2.7 墻板應(yīng)變分析

在層間位移角在0～1/200的范圍內(nèi)時(shí)，以位移為橫坐標(biāo)，得到如圖16所示墻板中部的應(yīng)變-位移曲線?？梢妰稍嚰胁繎?yīng)變值都較小，且兩者相差不大，與試驗(yàn)現(xiàn)象一致，該階段水泥纖維板中部未開裂。墻板8號(hào)及9號(hào)應(yīng)變片為對(duì)稱布置，曲線形式相似，但趨勢(shì)相反。

圖16 應(yīng)變-位移曲線

3 結(jié)論與建議

(1)兩試件的破壞都主要為拉板式約束節(jié)點(diǎn)處水泥纖維板的開裂和地龍骨腹板的擴(kuò)孔，墻板與鋼框架連接節(jié)點(diǎn)區(qū)域未發(fā)生明顯破壞。表明該連接節(jié)點(diǎn)在達(dá)到層間位移角限值時(shí)，墻板仍能保證較好的整體性，與結(jié)構(gòu)主梁之間連接可靠，滿足安全性要求。

(2)SC墻板的運(yùn)動(dòng)形式為平移式，允許墻板整體出現(xiàn)較大的滑移。未布設(shè)橫撐的SC墻板荷載-位移曲線上出現(xiàn)了“零剛度”區(qū)段，滯回環(huán)呈Z形，抗震性能相對(duì)較差。布設(shè)橫撐后，承載力得到了明顯的提高，屈服荷載由7.97kN提高到了9.66kN，增長了21.2%，峰值荷載由9.31kN提高到了10.39kN，增長了11.6%。但是橫撐的設(shè)置致使墻板延性略有降低，試件E-2位移延性系數(shù)相較試件E-1減小了8.6%。

(3)SC墻板在地震作用下有較好的延性，構(gòu)件達(dá)到屈服后承載力沒有明顯的下降。

(4)根據(jù)試驗(yàn)結(jié)果，可針對(duì)螺桿式約束節(jié)點(diǎn)提出以下優(yōu)化設(shè)計(jì)建議：將螺桿式約束節(jié)點(diǎn)處的圓孔優(yōu)化為水平長圓孔，根據(jù)主體結(jié)構(gòu)類型及SC墻板與主體結(jié)構(gòu)共同受力的時(shí)間點(diǎn)確定水平孔的長度，并在水平孔處增設(shè)鋼板，從而避免實(shí)際工程中地震作用下上下墻板之間螺桿式約束節(jié)點(diǎn)的局部破壞。