朱洪偉，王 燕,*，張海賓，郭 軍

(1.青島理工大學(xué) 土木工程學(xué)院，青島 266525；2.山東高速萊鋼綠建發(fā)展有限公司，青島 266101)

裝配式鋼結(jié)構(gòu)的圍護(hù)結(jié)構(gòu)主要分為砌體類(lèi)與板材類(lèi)，板材類(lèi)又分為外掛條板與整體式大墻板。整體式大墻板具有接縫及連接節(jié)點(diǎn)少，整體性能及剛度大，安裝效率高，抗震性能優(yōu)越等優(yōu)點(diǎn)，符合裝配式建筑市場(chǎng)的發(fā)展和使用需求。

近年來(lái)圍繞外掛整體式墻板連接節(jié)點(diǎn)開(kāi)展了大量研究工作[1-3]。曹石等[4]提出一種新型外掛墻板連接節(jié)點(diǎn)，該節(jié)點(diǎn)通過(guò)限位孔、承重孔與墻板連接，通過(guò)ANSYS建模分析角鋼對(duì)承載力的影響。完海鷹等[5]發(fā)明了一種新型承托式外掛墻板節(jié)點(diǎn)，上節(jié)點(diǎn)主要起固定作用，下節(jié)點(diǎn)主要承擔(dān)荷載，通過(guò)螺栓與鋼梁連接，并設(shè)計(jì)試驗(yàn)與有限元模擬對(duì)比，研究該節(jié)點(diǎn)的靜力性能，研究表明，節(jié)點(diǎn)外伸托板變形撓度過(guò)大，需進(jìn)一步優(yōu)化。江韓等[6]結(jié)合實(shí)際工程項(xiàng)目研究了平移式節(jié)點(diǎn)設(shè)計(jì)方法，上節(jié)點(diǎn)通過(guò)槽鋼與角鋼實(shí)現(xiàn)墻板與主體結(jié)構(gòu)鋼梁的連接，下節(jié)點(diǎn)由墻板預(yù)埋件與樓板預(yù)埋件通過(guò)螺栓連接，并對(duì)墻板受力荷載組合、節(jié)點(diǎn)構(gòu)造原理及栓孔長(zhǎng)度等問(wèn)題進(jìn)行了分析，研究表明，該節(jié)點(diǎn)可實(shí)現(xiàn)中震彈性、大震不屈服的使用性能。

結(jié)合裝配式建筑工程需求，課題組提出如圖1所示的新型預(yù)制外掛整體式墻板及連接節(jié)點(diǎn)形式[7]，本文對(duì)其開(kāi)展了力學(xué)性能試驗(yàn)研究。圖1(a)為預(yù)制外掛整體式墻板框架結(jié)構(gòu)；圖1(b)為預(yù)制外掛整體式墻板結(jié)構(gòu)；圖1(c)為墻板的上、下兩個(gè)承重節(jié)點(diǎn)，分別為下托式節(jié)點(diǎn)和上扣式節(jié)點(diǎn)。上扣式節(jié)點(diǎn)，在預(yù)制墻板內(nèi)設(shè)置預(yù)埋T型件，通過(guò)T型過(guò)渡板將墻板荷載傳至H型鋼梁；下托式節(jié)點(diǎn)，在樓承板內(nèi)設(shè)置預(yù)埋連接件，通過(guò)T型過(guò)渡板將墻板荷載傳至H型鋼梁。

圖1 預(yù)制外掛整體式墻板構(gòu)造(單位：mm)

預(yù)制外掛整體式墻板采用保溫裝飾一體化構(gòu)造，結(jié)構(gòu)層采用C30混凝土澆筑而成，保溫層采用XPS擠塑板，通過(guò)楔形板肋與結(jié)構(gòu)層咬合而成，二者接觸面涂抹一層專(zhuān)用結(jié)構(gòu)膠。墻板構(gòu)造及尺寸如圖1(d)所示。

1 預(yù)制外掛整體式墻板荷載分析

圖2所示的預(yù)制外掛整體式墻板荷載主要有：自重荷載、風(fēng)荷載及地震作用。

1.1 自重荷載

墻板自重荷載主要由圖1(b)所示的下托式節(jié)點(diǎn)承擔(dān)，考慮墻板保溫層、窗戶(hù)、墻體附加質(zhì)量，取墻板放大系數(shù)1.2[3]。墻板自重荷載Gk計(jì)算簡(jiǎn)圖如圖2(a)所示。

預(yù)制混凝土墻板密度ρ取2400 kg/m3，

Gk=1.2ρvg=1.2×2400×(3.88×2.88-2.4×1.6)×0.15×10=31.68 kN。

1.2 風(fēng)荷載

圖2(b)為墻板風(fēng)荷載計(jì)算簡(jiǎn)圖，風(fēng)荷載由4個(gè)節(jié)點(diǎn)平均承擔(dān)，風(fēng)荷載按下式計(jì)算[8]：

wk=βgzμslμzw0

(1)

式中：wk為風(fēng)荷載標(biāo)準(zhǔn)值；βgz=1.47；μsl=-1.6(風(fēng)吸力)/1.4(風(fēng)壓力)；μz=2.25；w0=0.65。

建筑高度取150 m。

1.3 地震作用

地震作用分為三個(gè)方向：豎向(y方向)、水平(x方向)、水平(z方向)。豎向地震作用FEvk(y方向)與自重荷載均由圖2(c)所示的下節(jié)點(diǎn)②承擔(dān)；水平地震作用FEhk(x方向)由上節(jié)點(diǎn)①承擔(dān)；水平地震作用FEhk(z方向)由墻板上、下節(jié)點(diǎn)共同承擔(dān)。

當(dāng)外掛墻板與主體結(jié)構(gòu)的連接節(jié)點(diǎn)具有足夠的承載力和適應(yīng)主體結(jié)構(gòu)變形能力時(shí)[9]，依據(jù)文獻(xiàn)[10]采用等效側(cè)力法按式(2)計(jì)算墻板平面內(nèi)、平面外水平地震作用FEhk：

FEhk=βEαmaxGk

(2)

式中：βE=5.0；αmax=0.16；Gk=31.68 kN。

豎向地震作用標(biāo)準(zhǔn)值FEvk取水平地震作用標(biāo)準(zhǔn)值的0.65倍[10]。

圖2 節(jié)點(diǎn)受力分析

1.4 荷載組合

荷載分項(xiàng)系數(shù)取值參考文獻(xiàn) [10]，節(jié)點(diǎn)荷載組合如圖3所示，節(jié)點(diǎn)荷載計(jì)算見(jiàn)表1。

按墻板受荷載方向分析，豎向荷載Fy包括圖2(a)中自重荷載(y向)與圖2(c)豎向地震作用(y向)，即

Fy=1.2Gk+1.3FEvk=1.2×31.68+1.3×15.21=57.79 kN。

墻板平面內(nèi)水平荷載Fx主要為圖2(c)中水平地震作用(x向)，即

Fx=1.3FEhk=1.3×25.34=32.94 kN。

墻板平面外水平荷載Fz包括圖2(b)中風(fēng)荷載與圖2(c)中水平地震作用(z向)，即

Fz=1.4w±+1.3FEhk=1.4×38.44(28.83)+1.3×25.34=86.76 kN(73.3 kN)。

圖3 節(jié)點(diǎn)荷載組合

表1 節(jié)點(diǎn)荷載組合

2 預(yù)制外掛整體式墻板連接節(jié)點(diǎn)試驗(yàn)研究

圖4 下托式節(jié)點(diǎn)墻板平面外受力簡(jiǎn)圖

圖5 節(jié)點(diǎn)試件尺寸及構(gòu)造(單位：mm)

為研究外掛整體式墻板連接節(jié)點(diǎn)在承受墻板平面外水平荷載時(shí)的傳力機(jī)理和受力性能，設(shè)計(jì)了6個(gè)下托式節(jié)點(diǎn)試件，通過(guò)改變節(jié)點(diǎn)構(gòu)造參數(shù)，研究了節(jié)點(diǎn)在低周往復(fù)荷載作用下的承載性能、破壞形態(tài)及抗震性能，采用有限元軟件ABAQUS建立實(shí)體單元模型，與試驗(yàn)結(jié)果進(jìn)行對(duì)比。圖4為下托式節(jié)點(diǎn)在墻板平面外荷載作用下的受力簡(jiǎn)圖。

2.1 試件設(shè)計(jì)

節(jié)點(diǎn)試件的構(gòu)造及尺寸如圖5所示。節(jié)點(diǎn)試件參數(shù)見(jiàn)表2，其中 JD-01為標(biāo)準(zhǔn)試件。

2.2 材性試驗(yàn)

依據(jù)文獻(xiàn)[11]，對(duì)試件取樣，每種板厚制作3件為一組取平均值；連接鋼筋取標(biāo)準(zhǔn)比例試樣(直徑為10 mm)3件為一組取平均值。材性試驗(yàn)在500 kN拉伸試驗(yàn)機(jī)完成，材性試驗(yàn)結(jié)果見(jiàn)表3。

2.3 試驗(yàn)裝置及加載方案

試驗(yàn)加載裝置包括50 t作動(dòng)器、反力架、底座、箱型連接件以及HGH45HA滑塊滑軌?；瑝K滑軌與箱型連接件相連，防止作動(dòng)器加載頭在加載過(guò)程中發(fā)生偏移失穩(wěn)。通過(guò)50 t作動(dòng)器對(duì)試件施加低周往復(fù)荷載。加載裝置如圖6所示。

表2 節(jié)點(diǎn)試件設(shè)計(jì)參數(shù) mm

表3 材性試驗(yàn)結(jié)果

試驗(yàn)采用荷載-位移雙控制[12]的加載制度進(jìn)行加載，試件屈服前加載方式為荷載控制，一級(jí)為10 kN，每級(jí)循環(huán)1次。試件屈服后，加載方式切換為位移控制，以屈服位移Δy為一級(jí)，即Δy，2Δy，3Δy，…，每級(jí)循環(huán)2次。直到試件有明顯損壞或試件承載力降到極限承載力85%以下，停止加載。加載制度如圖7所示。

采用位移計(jì)(U1—U4)測(cè)量加載端豎向位移及重要部位的變形，位移計(jì)U2用于消除試件滑移造成的誤差。采用應(yīng)變片(S1—S8)測(cè)量試件關(guān)鍵部位的應(yīng)變。位移計(jì)、應(yīng)變片布置如圖8所示。

圖7 加載制度

圖8 儀器布置U1—U4為位移計(jì)；S1—S8為應(yīng)變片

2.4 試驗(yàn)現(xiàn)象及破壞形式

6個(gè)試件最終破壞形態(tài)如圖9所示。試件JD-01為標(biāo)準(zhǔn)件，屈服前幾乎未變形，當(dāng)加載至6Δy第二個(gè)循環(huán)時(shí)，連接鋼筋與底板之間的焊縫出現(xiàn)裂縫，承載力略有下降，繼續(xù)加載，裂縫增大，其中一根連接鋼筋底部焊縫撕裂，連接鋼筋被拔出，停止加載，試件最終破壞形態(tài)見(jiàn)圖9(a)。

試件JD-02和JD-03在屈服前均未出現(xiàn)明顯變形，JD-02連接鋼筋直徑較小，加載后期連接鋼筋變形明顯，充分發(fā)揮了連接鋼筋的耗能能力，加載至12Δy后，連接鋼筋底部出現(xiàn)裂紋且被拉斷，承載力下降，停止加載，破壞形態(tài)見(jiàn)圖9(b)。JD-03破壞過(guò)程與JD-01相似，因其連接鋼筋直徑較粗，破壞時(shí)連接鋼筋幾乎未變形，破壞形態(tài)同樣為連接鋼筋底部與底板焊縫處撕裂，且連接板變形明顯，破壞形態(tài)見(jiàn)圖9(c)。

試件JD-04和JD-05為改變連接板厚度試件，二者在屈服前未發(fā)生變形，JD-04破壞部位發(fā)生在連接鋼筋與連接板之間焊縫處，破壞形態(tài)見(jiàn)圖9(d)。JD-05因連接板厚度過(guò)大，加載過(guò)程中幾乎未變形，兩根連接鋼筋與底板連接處焊縫撕裂損壞，破壞形態(tài)見(jiàn)圖9(e)。

以糖尿病腎病患者作為分析對(duì)象，其各項(xiàng)檢測(cè)結(jié)果的陽(yáng)性率見(jiàn)表2所示，可見(jiàn)患者α1-MG、β2-MG、TRF、mAlb和Cys-C陽(yáng)性率分別為43.68%、40.23%、77.01%、82.76%和57.47%。

試件JD-06為改變L型板厚度試件，試件屈服前未發(fā)生明顯變形，L型板厚度增加后，加載過(guò)程中其變形較小，力直接傳遞至連接鋼筋，導(dǎo)致連接鋼筋與連接板之間焊縫撕裂損壞，破壞形態(tài)見(jiàn)圖9(f)。

圖9 各試件破壞形態(tài)

2.5 試驗(yàn)數(shù)據(jù)分析

2.5.1 滯回曲線與耗能能力

圖10為6個(gè)試件的荷載-位移滯回曲線，從圖中可以看出，6個(gè)試件滯回曲線都比較飽滿(mǎn)，但均出現(xiàn)捏縮現(xiàn)象，這是因?yàn)榧虞d過(guò)程中，試件底板有輕微滑移所導(dǎo)致。試件的耗能能力通過(guò)等效耗能系數(shù)E與等效黏滯阻尼系數(shù)ξe來(lái)分析。根據(jù)FEMA273[13]建議的方法，確定等效耗能系數(shù)E與等效黏滯系數(shù)ξe，試驗(yàn)數(shù)據(jù)匯總見(jiàn)表4。

圖10 各試件荷載-位移滯回曲線

由圖10(a)—(c)與表4可知，隨連接鋼筋直徑增加，試件極限承載力與剛度提升較為明顯，但試件變形能力減弱，節(jié)點(diǎn)耗能能力降低，連接鋼筋直徑建議取值范圍為22～25 mm。由試件JD-01，JD-04及JD-05對(duì)比分析可見(jiàn)，當(dāng)連接板厚度由10 mm增加到12 mm后，試件極限位移與極限承載力略有增加，耗能能力增強(qiáng)；但繼續(xù)增加到16 mm后，試件極限位移明顯減小，且耗能能力減弱。由試件JD-01及JD-06對(duì)比分析可見(jiàn)，當(dāng)L型板厚度由10 mm增加到12 mm后，試件極限位移有所降低，極限承載力保持不變，試件耗能能力變化較小，說(shuō)明L型板厚度增加對(duì)試件影響較小。

表4 試驗(yàn)數(shù)據(jù)匯總

2.5.2 骨架曲線

骨架曲線是將試件滯回曲線同向加載方向的各級(jí)加載荷載最大點(diǎn)依次相連所得到的包絡(luò)曲線。圖11中各試件骨架曲線為消除試件滑移修正后的曲線。通過(guò)DN3816采集儀所得到的位移計(jì)U2數(shù)據(jù)，消除試件滑移造成的誤差，使試驗(yàn)數(shù)據(jù)結(jié)果更精確。試件極限位移(取荷載下降到85%所對(duì)應(yīng)的位移值)與屈服位移的比值稱(chēng)為延性系數(shù)。試件加載過(guò)程中，通過(guò)觀察MTS所繪制的實(shí)時(shí)滯回曲線圖來(lái)得出屈服點(diǎn)有較大誤差，所以采用馮鵬等提出的“最遠(yuǎn)點(diǎn)法”[14]重新確定屈服荷載和屈服位移。

試件施加荷載大小處于節(jié)點(diǎn)設(shè)計(jì)值之間時(shí)，各試件處于彈性階段，且未發(fā)生變形；試件極限承載力與節(jié)點(diǎn)設(shè)計(jì)值比值均大于5，說(shuō)明試件承載性能優(yōu)良，具有足夠的安全儲(chǔ)備。隨連接鋼筋直徑增加，試件初始剛度與極限承載力均有提升，但節(jié)點(diǎn)延性也隨之降低。連接板厚度由10 mm增加至12，16 mm，節(jié)點(diǎn)極限承載力提升幅度較小，說(shuō)明增加連接板厚度對(duì)節(jié)點(diǎn)承載力提升效果不明顯，建議連接板厚度取值范圍為10～12 mm。

3 有限元模擬

3.1 建立有限元模型

模型試件底板進(jìn)行固接，即完全固定(U1=U2=U3=UR1=UR2=UR3=0)。將桿件加載面耦合在一點(diǎn)RP1，且該點(diǎn)僅釋放水平方向的約束，其他方向均固定(U1=U2=UR1=UR2=UR3=0)，加載時(shí)僅對(duì)該點(diǎn)施加Z方向的荷載位移控制。

考慮墊片與L型板、螺帽與墊片、L型板孔與螺桿之間的接觸，焊接部分采用綁定約束；考慮到連接鋼筋端部焊縫對(duì)試件的影響，模擬兩端焊縫，采用實(shí)體建模，假設(shè)焊縫與鋼材等強(qiáng)進(jìn)行模擬。加載制度與試驗(yàn)相同。有限元模型如圖12所示。

3.2 破壞模式對(duì)比

以試件JD-01為例，將其試驗(yàn)破壞形態(tài)與有限元模擬結(jié)果進(jìn)行對(duì)比分析，如圖13所示。通過(guò)有限元模擬試件JD-01破壞時(shí)，L型板發(fā)生彎曲變形，連接鋼筋端部焊縫連接部位達(dá)到極限應(yīng)力且連接鋼筋發(fā)生彎曲變形。通過(guò)局部對(duì)比也可以看出，有限元模擬與試驗(yàn)實(shí)際破壞部位相同，進(jìn)一步說(shuō)明有限元模擬的準(zhǔn)確性。

圖12 下托式節(jié)點(diǎn)有限元模型

圖13 試驗(yàn)與有限元模擬破壞形式對(duì)比

3.3 數(shù)據(jù)對(duì)比

3.3.1 滯回曲線對(duì)比

圖14為有限元與試驗(yàn)滯回曲線對(duì)比，試驗(yàn)過(guò)程中底座滑移對(duì)曲線影響較大，有捏縮現(xiàn)象，導(dǎo)致試驗(yàn)曲線不如有限元模擬的曲線飽滿(mǎn)，但二者在總體趨勢(shì)上比較相近，極限承載力相差很小，說(shuō)明有限元模擬結(jié)果有較好的準(zhǔn)確性。

3.3.2 骨架曲線對(duì)比

通過(guò)有限元模擬與試驗(yàn)消除誤差后的骨架曲線進(jìn)行對(duì)比。試件有限元模擬與試驗(yàn)骨架曲線對(duì)比如圖15所示，二者極限荷載對(duì)比見(jiàn)表5。通過(guò)圖15與表5對(duì)比分析可知，有限元模擬初始剛度略大，但有限元模擬與試驗(yàn)曲線變化趨勢(shì)有較好的一致性，且二者極限承載力誤差很小，除試件JD-01正向加載誤差為6.87%外，其余均在5%以下。

3.4 上扣式節(jié)點(diǎn)有限元分析

通過(guò)對(duì)下托式節(jié)點(diǎn)的試驗(yàn)數(shù)據(jù)與有限元數(shù)據(jù)的對(duì)比分析，得出有限元模擬的準(zhǔn)確性。對(duì)上扣式節(jié)點(diǎn)建立有限元模型進(jìn)行分析，如圖16(a)所示，采用與下托式節(jié)點(diǎn)相同的建模方式與加載制度，先用力加載方式確定屈服位移，然后采用位移加載，以此研究上扣式節(jié)點(diǎn)在承受墻板平面外水平荷載時(shí)的承載性能。

由圖16(b)可以看出，加載過(guò)程中當(dāng)加載端荷載達(dá)到100 kN以上時(shí)，孔壁周?chē)c焊縫邊界處應(yīng)力較大，率先達(dá)到屈服，節(jié)點(diǎn)在屈服前變形較小。通過(guò)圖17分析得，上扣式節(jié)點(diǎn)滯回曲線呈飽滿(mǎn)的梭形，有較好的耗能能力，且極限荷載與節(jié)點(diǎn)設(shè)計(jì)值比值為5.24，說(shuō)明節(jié)點(diǎn)承載性能優(yōu)良，安全儲(chǔ)備較高。

表5 各試件有限元與試驗(yàn)承載力對(duì)比

圖17 上扣式節(jié)點(diǎn)滯回曲線與骨架曲線

4 結(jié)論

1) 提出的預(yù)制外掛整體式墻板連接節(jié)點(diǎn)在地震、風(fēng)荷載、自重等最不利組合荷載作用下，具備很強(qiáng)的承載力和抗震性能。

2) 預(yù)埋件連接鋼筋直徑是影響節(jié)點(diǎn)承載力的主要因素，隨連接鋼筋直徑增加，節(jié)點(diǎn)承載力有明顯提升，但連接鋼筋直徑取值過(guò)大時(shí)，對(duì)節(jié)點(diǎn)變形能力有一定影響，導(dǎo)致節(jié)點(diǎn)延性與耗能能力降低，建議節(jié)點(diǎn)的連接鋼筋直徑取值范圍為22～25 mm。

3) 節(jié)點(diǎn)連接板厚度與L型過(guò)渡板厚度對(duì)節(jié)點(diǎn)承載力影響不明顯，適當(dāng)增加連接板厚度有利于提高節(jié)點(diǎn)延性與耗能能力，建議連接板厚度取值范圍為10～12 mm。

4) ABAQUS有限元實(shí)體模型分析結(jié)果與試驗(yàn)結(jié)果取得了較好的一致性，說(shuō)明建立的有限元模型可靠，可應(yīng)用于后續(xù)此類(lèi)節(jié)點(diǎn)的研究。