常銘昊，晉 強(qiáng)，馬小永，朱 琳，胡 荻

(1.新疆農(nóng)業(yè)大學(xué) 水利與土木工程學(xué)院，新疆 烏魯木齊 830052；2.新疆冶金建設(shè)(集團(tuán))有限責(zé)任公司，新疆 烏魯木齊 830000；3.新疆BIM及裝配式工程技術(shù)研究中心，新疆 烏魯木齊 830052)

裝配式建筑是一種綠色環(huán)保的建筑模式，具有節(jié)約資源和能源、減少施工污染、提高施工效率和質(zhì)量安全水平等優(yōu)點(diǎn)，是推進(jìn)建筑業(yè)供給側(cè)結(jié)構(gòu)性改革和新型城鎮(zhèn)化發(fā)展的重要舉措。新疆地處我國西北地區(qū)，氣候惡劣且屬于地震多發(fā)區(qū)，對于圍護(hù)結(jié)構(gòu)有著較高的要求?；炷翃A芯板(concrete sandwich panel,CS板)，是使用高強(qiáng)度鍍鋅鋼絲焊接成立體的空間網(wǎng)架、中間填充聚苯乙烯泡沫塑料形成的剛性整體(圖1)，在芯板兩側(cè)澆筑混凝土面層形成的具有輕質(zhì)、高強(qiáng)、隔聲、隔熱、保溫、防火、抗震等性能的新型多功能復(fù)合預(yù)制裝配式構(gòu)件。

圖1 CS板構(gòu)造示意圖Fig. 1 Diagram of concrete sandwich panel

國內(nèi)外科研人員對裝配式結(jié)構(gòu)進(jìn)行了大量試驗(yàn)和分析。Amran等[1]對混凝土夾芯板進(jìn)行軸心受壓試驗(yàn)并輔以有限元分析，證明試件的極限承載能力隨著高厚比的增加，呈非線性下降趨勢。Alchaar等[2]對軸向偏心受壓狀態(tài)下的混凝土夾芯板進(jìn)行了有限元分析，發(fā)現(xiàn)該混凝土夾芯板的復(fù)合作用會(huì)使其呈塑性破壞模式。Fernando等[3]使用可降解材料作為夾芯層，制成輕質(zhì)混凝土夾芯板并通過試驗(yàn)證明其能夠滿足承重墻和非承重墻使用要求。王來等[4]設(shè)計(jì)并制作出一種帶拉條多腔鋼板混凝土組合墻，其承載力、塑性變形能力、耗能能力和抗震性能良好。吳金虎等[5]對預(yù)制混凝土外墻掛板上承式節(jié)點(diǎn)進(jìn)行分析，提出外墻掛板節(jié)點(diǎn)承載力的計(jì)算方法。肖明等[6]提出在不同工況下點(diǎn)支承外墻掛板與主體結(jié)構(gòu)連接節(jié)點(diǎn)的計(jì)算公式。李清海等[7]采用不同配筋率的鋼絲網(wǎng)片對混凝土外墻掛板進(jìn)行增強(qiáng)增韌，分析配筋率對混凝土外墻掛板在彎曲荷載作用下不同階段強(qiáng)度、撓度的影響規(guī)律，結(jié)果表明試件的比例極限強(qiáng)度、破壞強(qiáng)度及其對應(yīng)撓度均隨配筋率的增加呈線性增加趨勢。王秀芬等[8]結(jié)合試驗(yàn)提出了CS板的軸心受壓臨界承載力公式。王凱等[9]通過有限元方法分析荷載作用形式、斜插絲和開洞等因素對CS板豎向承載力的影響。目前，CS板已經(jīng)在實(shí)際工程領(lǐng)域得到廣泛應(yīng)用[10-11]，但是對CS外墻掛板承重節(jié)點(diǎn)部分的研究還較為欠缺。因此本研究采用試驗(yàn)與有限元分析相結(jié)合的方法，對CS外墻掛板節(jié)點(diǎn)區(qū)域的豎向承載能力進(jìn)行研究，為CS外墻掛板的節(jié)點(diǎn)區(qū)域設(shè)計(jì)提供參考。

1 試驗(yàn)概況

1.1 設(shè)計(jì)思路

外墻掛板作為裝配式建筑中最大的圍護(hù)結(jié)構(gòu)，其豎向承重節(jié)點(diǎn)的承載能力至關(guān)重要。實(shí)際使用過程中，外墻掛板的承重節(jié)點(diǎn)主要承受其自重及豎向地震荷載等豎向力的作用。考慮外墻掛板在承受豎向荷載時(shí)應(yīng)力主要集中在承重節(jié)點(diǎn)周圍，針對CS外墻掛板的節(jié)點(diǎn)區(qū)域進(jìn)行試驗(yàn)設(shè)計(jì)及試件制作(如圖2所示)，并通過試驗(yàn)與有限元模擬探究其承載能力。

圖2 試件選取部位示意圖Fig. 2 Diagram of selected area of specimens

1.2 試件設(shè)計(jì)與制作

1.2.1 試件設(shè)計(jì)

設(shè)計(jì)并制作了4種CS外墻掛板節(jié)點(diǎn)區(qū)域的試件，CS板根據(jù)《鋼絲網(wǎng)架混凝土復(fù)合板結(jié)構(gòu)技術(shù)規(guī)程》[12]制作，試件根據(jù)國家建筑標(biāo)準(zhǔn)設(shè)計(jì)圖集《預(yù)制混凝土外墻掛板(一)》[13]設(shè)計(jì)，CS外墻掛板與主體結(jié)構(gòu)連接見圖3，槽鋼節(jié)點(diǎn)尺寸詳圖見圖4。墻板尺寸均為600 mm×600 mm×200 mm，鋼絲網(wǎng)片規(guī)格為50 mm×50 mm，4種試件的變量參數(shù)為：聚苯乙烯泡沫保溫層厚度、混凝土內(nèi)頁板厚度、內(nèi)頁板的鋼絲網(wǎng)片層數(shù)以及有無鋼筋，各試件的主要參數(shù)詳見表1，構(gòu)造示意見圖5。

圖3 墻板與主體結(jié)構(gòu)連接示意圖Fig. 3 Diagram of connection between CS panel and main structure

圖4 承重節(jié)點(diǎn)尺寸詳圖Fig. 4 Details of channel joint dimensions

表1 墻板試件基本參數(shù)Tab. 1 Basic parameters of specimens

圖5 CS外墻掛板節(jié)點(diǎn)構(gòu)造示意圖Fig. 5 Diagram of joint construction of CS exterior cladding panels

試件的混凝土設(shè)計(jì)強(qiáng)度等級(jí)為C30，澆混凝土后養(yǎng)護(hù)28 d，實(shí)測混凝土的立方體抗壓強(qiáng)度為31.2 MPa，鋼絲、鋼筋以及鋼板的基本力學(xué)性能如表2所示。

表2 鋼材的力學(xué)性能Tab. 2 Mechanical properties of steel

1.2.2 試件制作流程

選定混凝土配合比后，開始CS外墻掛板節(jié)點(diǎn)試件的制作，制作流程為：切割CS板→澆筑外頁板→養(yǎng)護(hù)7 d→CSO-2、CSE-1額外焊接鋼絲網(wǎng)→焊接節(jié)點(diǎn)→澆筑內(nèi)頁板→養(yǎng)護(hù)28 d→試件脫模→粘貼混凝土應(yīng)變片→試件刷白并畫線→開始試驗(yàn)。

1.3 試驗(yàn)量測及加載方案

1.3.1 量測方案

試驗(yàn)儀器：TS3826靜態(tài)電阻應(yīng)變儀、百分表、放大鏡、位移計(jì)、液壓千斤頂、壓力傳感器等。采集的數(shù)據(jù)有：混凝土應(yīng)變、墻板的軸向位移、開裂荷載、極限荷載等。

使用位移計(jì)測量墻板底部的豎向位移，墻板裂縫的發(fā)展?fàn)顩r則使用放大鏡進(jìn)行觀察。試件如圖6，混凝土、豎向位移的測點(diǎn)布置如圖7所示。

圖6 試件示意圖Fig. 6 Diagram of specimens

圖7 混凝土應(yīng)變片和位移計(jì)布置Fig. 7 Concrete strain gauge and displacement meter layout

1.3.2 加載方案

加載裝置如圖8所示，目的在于測量外墻掛板承重節(jié)點(diǎn)的極限承載能力。反力墻和加載基座用于限制試件除豎直方向以外的位移，模擬外墻掛板承重節(jié)點(diǎn)真實(shí)的受力情況。豎向均布荷載由千斤頂通過分配梁施加在內(nèi)頁板上；墻板外頁板通過反力墻固定，限制其水平位移；承重節(jié)點(diǎn)直接嵌入加載基座預(yù)留出的凹槽中，限制其水平和豎直向下位移，內(nèi)頁板與加載基座的水平距離為50 mm。

圖8 加載裝置Fig. 8 Loading device

采用單調(diào)分級(jí)加載，根據(jù)有限元計(jì)算結(jié)果得到極限承載能力預(yù)估值，使用100 t壓力試驗(yàn)機(jī)進(jìn)行加載，CSO-1、CSO-2每級(jí)荷載為4 kN，試件開裂后每級(jí)荷載為2 kN；CSE-1、CSE-2每級(jí)荷載為18 kN，開裂后每級(jí)荷載為9 kN。每施加一級(jí)荷載后靜置2 min以觀測試件形態(tài)和采集數(shù)據(jù)。

1.4 試件加載變化

4塊試件的加載變化基本相同。在施加荷載的初始階段，墻板外觀無明顯變化；繼續(xù)加載至接近開裂荷載時(shí)，試件表面無裂縫產(chǎn)生，節(jié)點(diǎn)區(qū)域的內(nèi)部因混凝土和鋼絲受壓發(fā)出響聲；隨后板底傳來持續(xù)輕響，槽鋼底部混凝土出現(xiàn)細(xì)小裂縫并逐漸蔓延；繼續(xù)加載，底部和內(nèi)頁板混凝土凸起并大塊脫落，槽鋼外端向上翹起，試件失去承載能力，宣告被破壞。

4塊試件的破壞形態(tài)如圖9所示，最終破壞形式均為節(jié)點(diǎn)周邊區(qū)域產(chǎn)生局部壓潰，墻板其他部位無明顯變形。由于4塊試件的高厚比相較于實(shí)際墻板小，在加載過程中水平變形較小，當(dāng)試件接近極限承載能力時(shí)破壞較為迅速，試件均表現(xiàn)為脆性破壞。4塊試件的節(jié)點(diǎn)均無明顯彎曲、破壞現(xiàn)象，說明試件所使用的承重節(jié)點(diǎn)剛度滿足使用要求。墻板試件外頁板均無明顯破壞現(xiàn)象。

圖9 CS外墻掛板試件破壞形態(tài)圖Fig. 9 Failure pattern diagrams of specimens

2 試驗(yàn)結(jié)果與分析

2.1 破壞形態(tài)分析

表3為試件開裂與破壞荷載對比：

表3 CS外墻掛板試件開裂荷載與破壞荷載對比Tab. 3 Comparison of cracking load and failure load of specimens

1) 對比CSO-1和CSO-2可知，雙層鋼絲網(wǎng)架可以顯著提升節(jié)點(diǎn)的承載能力,CSO-2的開裂荷載和極限荷載比CSO-1分別提升27%和50%，并且CSO-2開裂荷載與極限荷載的比值為0.67，說明在混凝土開裂后墻板沒有立即失去承載能力。

2) 由內(nèi)頁板厚度為100 mm的兩塊試件可知，雙層鋼絲網(wǎng)片和單層鋼絲網(wǎng)片加鋼筋的兩種加固方式的開裂荷載相差不大，CSE-2的極限荷載比CSE-1提升17%，分析原因主要是鋼筋的屈服強(qiáng)度遠(yuǎn)大于鋼絲，因此在混凝土開裂后仍具有相當(dāng)?shù)某休d能力。

3) 與CSO-2相比，CSE-1的開裂荷載和極限荷載分別提升300%和221%，說明內(nèi)頁板節(jié)點(diǎn)區(qū)域混凝土面層的厚度對提高外墻掛板的豎向承載能力起關(guān)鍵作用。

2.2 荷載-位移曲線分析

圖10為墻板試件的荷載-軸向位移曲線，其中W1為墻板底部距兩邊1/4處位移的平均值，W2為底部中間的位移值。

圖10 試件荷載-位移曲線Fig. 10 Load-displacement curves of specimens

1) 在施加載荷過程中，軸向位移的變化大致可分為3個(gè)階段：施加荷載初期，墻板試件的軸向位移變化較大，是因節(jié)點(diǎn)和加載基座并未完全固定，導(dǎo)致千斤頂和試件剛接觸時(shí)產(chǎn)生少量沉降；繼續(xù)施加荷載后，軸向位移變化趨勢逐漸穩(wěn)定，基本呈線性增長；當(dāng)荷載繼續(xù)施加時(shí)，墻板開始由彈性階段轉(zhuǎn)為塑性階段，此時(shí)試件混凝土表面出現(xiàn)開裂，荷載-位移曲線斜率逐漸減小。

2) 由圖10(a)可知，試驗(yàn)開始時(shí)兩塊試件的軸向位移基本相同，隨著荷載施加，CSO-1先發(fā)生開裂，并且?guī)缀鯚o塑性發(fā)展階段，構(gòu)件破壞較為迅速；CSO-2的開裂荷載遠(yuǎn)大于CSO-1，且在開裂后有較長的塑性階段，最終兩者的軸向位移數(shù)值接近。由圖10(b)可知，CSE-1和CSE-2的位移發(fā)展趨向一致，曲線斜率基本相同，最終CSE-2的承載能力和軸向位移均略高于CSE-1。

3) 4塊試件的軸側(cè)位移在開始時(shí)均大于軸心位移，試件開裂后軸心位移增長迅速，最終超過軸側(cè)位移。原因是軸心位置上方為承重節(jié)點(diǎn)，一定程度上限制了該區(qū)域的變形，在試件開裂后失去限制作用，并且隨著節(jié)點(diǎn)外端翹起開裂，槽鋼底部的軸向位移也隨之增加。

2.3 荷載-應(yīng)變曲線分析

4塊試件的混凝土荷載-應(yīng)變曲線如圖11所示，分析曲線可見：

圖11 試件荷載-應(yīng)變曲線Fig. 11 Load-strain curves of specimens

1) 豎向均布荷載作用下4塊試件的混凝土應(yīng)變變化規(guī)律大致相同，C1、C4兩處豎向應(yīng)變均為壓應(yīng)變，C2為45°方向應(yīng)變，C3為水平向應(yīng)變，在內(nèi)頁板厚度為50 mm的兩個(gè)試件中，C2、C3兩處應(yīng)變在前期變化很小，墻板開裂后才產(chǎn)生微小壓應(yīng)變；兩塊內(nèi)頁板厚度為100 mm的試件除了C3處為拉應(yīng)變外，其余3處均為壓應(yīng)變。

2) 荷載施加初期，混凝土的應(yīng)變隨著荷載增加呈線性增長。當(dāng)荷載增加到接近開裂荷載時(shí)，混凝土的應(yīng)變開始急劇增加，但仍近似線性增長，接近破壞時(shí)趨向塑性增長。最終墻板產(chǎn)生脆性破壞，應(yīng)變大幅降低。應(yīng)力-應(yīng)變曲線的整體變化趨勢與實(shí)驗(yàn)現(xiàn)象相符。

3 數(shù)值模擬

3.1 有限元建模

1) 單元選擇。使用有限元軟件ANSYS建立CS外墻掛板節(jié)點(diǎn)試件的有限元模型，采用分離式模型?；炷潦褂肧OLID65實(shí)體單元，鋼絲網(wǎng)片、斜插絲和鋼筋均使用LINK180桿單元，承重節(jié)點(diǎn)使用SHELL181殼單元。

2) 材料參數(shù)?；炷潦褂枚嗑€性等向強(qiáng)化模型，采用William-Warnke 5參數(shù)破壞準(zhǔn)則，采用分布式裂縫模型。混凝土張開裂縫剪力傳遞系數(shù)βt=0.5，閉合裂縫的剪力傳遞系數(shù)βc=0.9。關(guān)閉混凝土的壓碎功能?；炷恋牧⒎襟w抗壓強(qiáng)度為31.2 MPa,彈性模量取3.0×104MPa，泊松比取0.2。鋼絲和鋼筋采用雙線性隨動(dòng)強(qiáng)化模型，承載節(jié)點(diǎn)采用多線性隨動(dòng)強(qiáng)化模型，鋼材的泊松比取0.3，其余參數(shù)均使用表2提供的數(shù)值。

3) 其他條件設(shè)置。網(wǎng)格劃分方面，考慮試件實(shí)際尺寸不大，為更加細(xì)致地模擬分析實(shí)驗(yàn)過程，混凝土面單元尺寸取20 mm×20 mm，厚度取5 mm。鋼絲網(wǎng)片和鋼筋為每50 mm一個(gè)單元，斜插絲為每根一個(gè)單元。為模擬出和實(shí)驗(yàn)過程相同的加載條件，限制外頁板在水平方向的位移及槽鋼節(jié)點(diǎn)在混凝土內(nèi)頁板外露部分垂直于水平方向向下的位移，在內(nèi)頁板頂部施加豎向均布荷載。當(dāng)槽鋼節(jié)點(diǎn)達(dá)到屈服強(qiáng)度或者混凝土應(yīng)力超過設(shè)定值時(shí)，判定其達(dá)到極限承載能力。建模時(shí)假定：內(nèi)外層鋼絲網(wǎng)片與混凝土之間粘結(jié)良好，二者無相對滑移；夾心層聚苯乙烯力學(xué)性能較差，在建模時(shí)不考慮聚苯乙烯；忽略由于人工制作產(chǎn)生的細(xì)微尺寸偏差。

依據(jù)上述描述進(jìn)行建模，以CSE-1為例，有限元模型如圖12所示。

圖12 CSE-1有限元模型示意圖Fig. 12 Finite element model of CSE-1

3.2 有限元模擬與分析

3.2.1 試件極限承載能力試驗(yàn)值與有限元值對比分析

表4為試件在豎向均布荷載下的極限承載能力試驗(yàn)值與有限元值對比，可以看出，試驗(yàn)值與有限元仿真值誤差在10%以內(nèi)，吻合較好，驗(yàn)證了有限元模型的可靠性。

表4 試件極限承載能力試驗(yàn)值與有限元值對比Tab. 4 Comparison between ultimate bearing capacity test value and finite element value

根據(jù)混凝土Mises應(yīng)力云圖(如圖13)分析可知：應(yīng)力主要集中分布在承重節(jié)點(diǎn)與混凝土接觸部分和內(nèi)頁板底部，表明墻板試件在達(dá)到極限荷載后，槽鋼節(jié)點(diǎn)周圍和內(nèi)頁板底部發(fā)生破壞，導(dǎo)致試件失去承載能力。隨著內(nèi)頁板加固方式的增強(qiáng)，試件的極限承載能力隨之提高，應(yīng)力分布范圍也相對擴(kuò)大，但4塊試件的應(yīng)力分布規(guī)律大致相同，都是以槽鋼承重節(jié)點(diǎn)為中心向外擴(kuò)散，證明試件的破壞形態(tài)未出現(xiàn)明顯改變。與內(nèi)頁板混凝土相比，4塊外墻掛板節(jié)點(diǎn)的外頁板基本無應(yīng)力產(chǎn)生，是由于豎向均布荷載施加的位置在內(nèi)頁板上方，外頁板幾乎不受荷載影響，這與試驗(yàn)現(xiàn)象相符合。

圖13 混凝土 Mises應(yīng)力云圖Fig. 13 Mises stress nephograms of concrete

3.2.2 CS外墻掛板節(jié)點(diǎn)試件荷載-豎向位移曲線對比分析

由試件荷載-豎向位移曲線圖(如圖14)分析可知，試驗(yàn)曲線與有限元在加載過程中的發(fā)展趨勢基本一致，試驗(yàn)曲線與ANSYS有限元模擬曲線較為接近，呈二段折線。與試驗(yàn)曲線相比，有限元模擬曲線的發(fā)展趨勢更平滑、更具有規(guī)律性。由于位移計(jì)的安放和設(shè)計(jì)測點(diǎn)位置存在一定偏差，導(dǎo)致部分位移數(shù)據(jù)的試驗(yàn)結(jié)果和有限元結(jié)果存在一定的偏差，但是誤差在20%以內(nèi)，試驗(yàn)結(jié)果與有限元模擬結(jié)果吻合良好，有限元模擬結(jié)果基本能反映CS外墻掛板節(jié)點(diǎn)試件的位移變化情況。

圖14 試件荷載-豎向位移曲線對比Fig. 14 Comparison of load-vertical displacement curves of specimens

3.2.3 不同內(nèi)頁板厚度情況下試件極限承載能力對比分析

為進(jìn)一步探究內(nèi)頁板厚度與CS外墻掛板節(jié)點(diǎn)的極限承載能力的關(guān)系，在建立的單層鋼絲網(wǎng)、雙層鋼絲網(wǎng)、單層鋼絲網(wǎng)加鋼筋3種有限元模型的基礎(chǔ)上，補(bǔ)充了內(nèi)頁板厚度分別為50、75、100及125 mm的外墻掛板節(jié)點(diǎn)模型，并在相同加載條件下得到其極限承載能力荷載，如圖15所示。

圖15 不同內(nèi)頁板厚度下的極限承載能力Fig. 15 Ultimate bearing capacity at different inner slab thicknesses

可見，在內(nèi)頁板混凝土厚度為50 ～100 mm范圍內(nèi)，隨著厚度的增加，3種試件的極限承載能力均有顯著提高，但當(dāng)混凝土厚度從100增加到125 mm后，3種試件模型的極限承載能力荷載增勢明顯變緩。原因是當(dāng)內(nèi)頁板混凝土厚度增加后，外層混凝土失去鋼絲網(wǎng)加固，導(dǎo)致該部分整體強(qiáng)度降低，產(chǎn)生開裂破壞。因此要提升CS外墻掛板節(jié)點(diǎn)的極限承載能力，需要增加內(nèi)頁板混凝土厚度，并且對內(nèi)頁板鋼絲網(wǎng)架和鋼筋布局進(jìn)行合理設(shè)計(jì)，以滿足承重節(jié)點(diǎn)力學(xué)性能要求。

4 結(jié)論

采用試驗(yàn)研究和有限元分析相結(jié)合的方法，對4種不同CS外墻掛板節(jié)點(diǎn)試件的豎向承載能力進(jìn)行研究，得出以下結(jié)論：

1) 3種加固設(shè)計(jì)試件的極限承載能力比未加固試件均有顯著提高，分別提升了50%、231%和288%，采用雙層鋼絲網(wǎng)架或鋼筋加固的方式均可有效提升試件的承載能力，增加內(nèi)頁板混凝土面層的厚度對試件承載能力有明顯的提升。

2) 結(jié)合試驗(yàn)及有限元分析，荷載施加過程中4種試件現(xiàn)象和破壞形式基本相同，均為節(jié)點(diǎn)周圍混凝土產(chǎn)生開裂，最終發(fā)生脆性破壞，同時(shí)外頁板幾乎無現(xiàn)象以及應(yīng)力產(chǎn)生。

3) 內(nèi)頁板混凝土的厚度與試件極限承載能力之間為非線性關(guān)系，當(dāng)內(nèi)頁板混凝土厚度大于100 mm后，混凝土外層失去鋼絲加固的部分強(qiáng)度降低，會(huì)先于內(nèi)層混凝土產(chǎn)生開裂破壞導(dǎo)致失效。因此在設(shè)計(jì)CS外墻掛板時(shí)，可以適當(dāng)調(diào)整內(nèi)外頁板厚度以及鋼絲網(wǎng)架、鋼筋的布局，使外墻掛板既滿足力學(xué)性能又符合節(jié)能要求。