李鋒，姬淑艷，姜寶龍，馮力強，牛昌林，陳鷙坤

（1.重慶大學 土木工程學院，重慶 400045；2.重慶大學 建筑管理與房地產(chǎn)學院，重慶 400045；3.甘肅省建設(shè)投資（控股）集團有限公司，甘肅蘭州 730000；4.甘肅建投科技研發(fā)有限公司，甘肅蘭州 730000；5.華潤置地（重慶）有限公司，重慶 400050）

目前，裝配式鋼結(jié)構(gòu)住宅主體的設(shè)計技術(shù)趨于成熟，生產(chǎn)和安裝也基本實現(xiàn)了工業(yè)化，但圍護體系相關(guān)研究的滯后制約其應(yīng)用和推廣［1］.不少學者對圍護體系展開了研究，文獻［2-8］研究表明，內(nèi)嵌式墻板對整體結(jié)構(gòu)的初始剛度和承載力均有一定貢獻；外掛式墻板對整體框架的滯回性能影響相對較?。?］，連接節(jié)點是關(guān)鍵部位，是保證墻板和主體框架協(xié)同工作的前提［10-12］，如果采用剛性連接或者在地震作用下墻板不能適應(yīng)主體框架的變形，往往導致節(jié)點發(fā)生破壞，墻板可能從高空脫落，對人員生命安全造成威脅.針對外掛式墻板與鋼框架連接節(jié)點的問題，文獻［13-15］設(shè)計了不同形式的柔性節(jié)點，研究發(fā)現(xiàn)3種節(jié)點均有較高的承載力和一定的變形能力，能夠適應(yīng)多高層鋼結(jié)構(gòu)住宅在地震作用下發(fā)生大的側(cè)向變形，但是上述連接節(jié)點的形式多樣，構(gòu)造相對復(fù)雜，難以符合構(gòu)件標準化、建筑工業(yè)化的發(fā)展要求.

鉤頭螺栓固定工法是鋼結(jié)構(gòu)外掛墻板常采用的連接節(jié)點形式，該連接構(gòu)造相對簡單，施工方便，便于標準化生產(chǎn)，但是當鋼結(jié)構(gòu)發(fā)生較大側(cè)向彈塑性變形，該節(jié)點的適用性和可靠性需要進一步研究.如圖集《蒸壓輕質(zhì)加氣混凝土板（NALC）構(gòu)造詳圖》（03SG715-1）［16］規(guī)定：鉤頭螺栓節(jié)點僅適用于層間位移和剛度中等大小的鋼結(jié)構(gòu)體系，沒有詳細說明當結(jié)構(gòu)層間位移角超越1∕120 rad 時，墻板和節(jié)點的工作性能和損傷狀態(tài).圖集《蒸壓加氣混凝土砌塊、板材構(gòu)造》（13J104）［17］第2.3.2 小節(jié)規(guī)定：墻板作為填充墻時，對于超過24 m 的鋼結(jié)構(gòu)建筑，需要按照工程實際情況個體設(shè)計.以上兩本圖集對鉤頭螺栓節(jié)點的適用范圍給出了限制，不便在高層裝配式鋼結(jié)構(gòu)住宅體系應(yīng)用.

此外，墻板在實際應(yīng)用過程中需要滿足一定使用要求，如開窗洞口.墻板窗洞會對受力狀態(tài)、結(jié)構(gòu)的剛度和承載力產(chǎn)生重要影響，文獻［18-20］對內(nèi)嵌式墻板開窗洞的位置、面積等參數(shù)進行了有限元分析，窗洞宜布置在兩邊緣柱中間的墻板，洞口應(yīng)遠離邊緣柱；隨著墻板開洞面積的增大，結(jié)構(gòu)的強度和承載力均呈現(xiàn)明顯減小趨勢.以上研究主要是利用有限元計算，分析了內(nèi)嵌式開洞墻板對鋼框架抗震性能的影響，對外掛式墻板開洞的研究較少，相關(guān)試驗研究資料缺乏.

基于以上兩點，對外掛式墻板采用傳統(tǒng)鉤頭螺栓連接的鋼框架進行試驗，側(cè)重分析柔性鋼框架發(fā)生較大水平變形時，墻板的損傷狀態(tài)、裂縫開展情況、窗洞對主體結(jié)構(gòu)受力性能的影響等，填補了相關(guān)圖集和目前研究空缺；其次根據(jù)鉤頭螺栓受力特點及節(jié)點的局部損壞情況，提出了墻板內(nèi)部節(jié)點孔周圍布置加密鋼筋網(wǎng)的抗震構(gòu)造措施，并對加強后墻板及鋼框架進行試驗和有限元分析，為外掛墻板的設(shè)計和應(yīng)用提供參考意見，以期在高烈度區(qū)或高度更大的裝配式鋼結(jié)構(gòu)建筑中應(yīng)用.

1 試驗方案

1.1 試件設(shè)計

本次試驗以典型的裝配式鋼結(jié)構(gòu)住宅體系為原型，參照設(shè)計圖集《蒸壓加氣混凝土砌塊、板材構(gòu)造》（13J104）中鉤頭螺栓及節(jié)點構(gòu)造，不同之處是本文未設(shè)置專用托板，墻板的自重由鉤頭螺栓承擔.共設(shè)計加工了4 個足尺試件進行低周反復(fù)加載試驗，試件編號為S1、S2、S3 和S4，分別對應(yīng)不開窗洞墻板鋼框架、開窗洞墻板鋼框架、節(jié)點加強墻板鋼框架、節(jié)點加強開窗洞墻板鋼框架.

試件均為單層單跨平面鋼框架，鋼框架的高度和跨度為2 950 mm×5 040 mm，柱采用箱型鋼柱，截面尺寸為□400 mm×400 mm×14 mm，梁采用H 型鋼梁，截面尺寸為H350 mm×180 mm×8 mm×10 mm，梁、柱均采用Q345B 級鋼材，梁柱焊接連接在一起，框架與地梁采用M27 高強螺栓連接.試件信息詳見表1，開洞尺寸為1 800 mm×1 000 mm，試件S2（S4）的尺寸詳圖見圖1，試件S1和S3沒有開窗洞口，表2給出了不同厚度Q345B級鋼材的力學性能.

表1 試件信息Tab.1 Specimen information

圖1 試件尺寸詳圖（單位：mm）Fig.1 Details of specimens（unit：mm）

表2 鋼材材性試驗Tab.2 Test results of steel materials

1.2 外掛ALC墻板豎裝及節(jié)點加密鋼筋網(wǎng)

蒸壓輕質(zhì)加氣混凝土板（ALC 板）委托重慶泰日建材有限公司進行生產(chǎn)，墻板強度等級為A5.0，墻板干密度級別為B06，干密度為625 kg∕m3，抗壓強度為5.0 MPa，干燥收縮值為0.50 mm∕m，導熱系數(shù)為0.16 W∕（m·k），截面尺寸寬度和厚度為600 mm×150 mm，高度為2 990 mm.墻板之間的填縫材料選用水灰比0.25 的粘結(jié)砂漿，上部、下部鉤頭螺栓均與角鋼焊接，角鋼與鋼梁或鋼地梁焊接構(gòu)造細節(jié)見圖2，鉤頭螺栓見圖3.

圖2 鉤頭螺栓連接構(gòu)造Fig.2 Hook bolt connections

圖3 鉤頭螺栓Fig.3 Hook bolt

ALC墻板選擇TU板或企口形板，斷面圖見圖4，縱向受力鋼筋的直徑均為8 mm，橫向分布鋼筋直徑為6.5 mm，其中試件S3和S4對墻板連接節(jié)點處洞口進行了局部加強，由于墻板內(nèi)存在鋼筋保護層，橫向鋼筋網(wǎng)片之間距離為110 mm，在ALC 墻板內(nèi)鋼筋網(wǎng)之間的洞口位置，沿厚度方向每20 mm 設(shè)置加密的鋼筋網(wǎng)，因此在每個墻板內(nèi)部螺栓孔洞處，沿厚度方向均設(shè)置了5 片加密鋼筋網(wǎng)，每片加密鋼筋網(wǎng)構(gòu)造如圖5所示，試件S1和S2沒有采用加強措施.

圖4 ALC墻板斷面（單位：mm）Fig.4 Section of ALC panels（unit：mm）

圖5 加密鋼筋網(wǎng)構(gòu)造（單位：mm）Fig.5 Size of the reinforcing steel mesh（unit：mm）

1.3 試驗測點布置

在試件的關(guān)鍵部位布置了位移計和應(yīng)變片，詳見圖6.位移計WYJ-1放置在地梁的中心線處，測量地梁的滑移值；位移計WYJ-2 放置在右側(cè)箱型鋼柱的底部，測量柱底部的滑移值；位移計WYJ-3 放置在最左側(cè)墻板的頂部，記錄結(jié)構(gòu)的整體變形情況.應(yīng)變片是左右對稱布置，鋼梁左側(cè)上翼緣、腹板和下翼緣分別為LB-1、LB-2 和LB-3，鋼梁右側(cè)對稱位置的應(yīng)變片記為RB-1、RB-2 和RB-3，左側(cè)鋼柱柱腳應(yīng)變片為LC-1～LC-4，右側(cè)柱腳應(yīng)變片為RC-1～RC-4，通過應(yīng)變片了解鋼構(gòu)件的內(nèi)力發(fā)展和屈服時序.

圖6 位移計和應(yīng)變片布置Fig.6 Layout of displacement sensors and strain gauges

1.4 試驗加載裝置及加載方案

試驗在重慶大學結(jié)構(gòu)實驗室進行，利用200 t 千斤頂在試件頂部施加低周反復(fù)荷載，在框架的面外設(shè)置了側(cè)向支撐，防止出現(xiàn)面外失穩(wěn)的現(xiàn)象.同時對外掛ALC 墻板進行了編號，從右往左序號依次為1～9，9號板側(cè)邊的兩塊墻板序號為10、11，總計11塊墻板，見圖7.

圖7 試件安裝及編號Fig.7 Specimens installation and sequence

試驗采用位移控制加載，在試驗正式開始前先進行預(yù)加載，水平方向施加反復(fù)荷載1 次，層間位移角取值1∕750 rad.正式加載是通過控制層間位移角實現(xiàn)的，第一階段的層間位移角分別為1∕1 000、1∕750 和1∕500 rad，這三級荷載均僅循環(huán)1 次，第二階段的層間位移角分別為1∕250、1∕150、1∕100、1∕75、1∕50 rad，這五級荷載（除1∕50 rad 外）各循環(huán)2 次，見圖8.當出現(xiàn)下列情況之一，停止試驗，1）試驗水平荷載達到極限荷載的85%；2）鋼框架的側(cè)向彈塑性變形超過1∕50 rad.

圖8 加載制度Fig.8 Loading system

2 試驗現(xiàn)象

2.1 試件S1

當層間位移角達到1∕500 rad 時，3 號和4 號板材之間勾縫開始出現(xiàn)0.53 mm 的裂縫，往復(fù)荷載作用下，裂縫逐漸開展，控制位移達到1∕250 rad時，4號板材下部螺栓節(jié)點處出現(xiàn)微小的斜向裂縫，且各板材豎向勾縫均有拉通延長的現(xiàn)象，墻板出現(xiàn)錯動.層間位移角增加到1∕150 rad 時，5、6 號板材下部形成了貫通螺栓孔的裂縫，螺栓出現(xiàn)松動，層間位移角增加到1∕100 rad 時，1～8 號各板底部均出現(xiàn)明顯貫通的斜裂縫，且伴隨混凝土剝落，墻板發(fā)生較大的錯動滑移，墻板的破壞形態(tài)呈現(xiàn)鋸齒狀（層間位移角1∕75 rad）.整個加載過程中，螺栓沒有發(fā)生較大變形，螺栓和角鋼的焊縫連接依然可靠，試件S1 的破壞形態(tài)見圖9.鋼框架基本處于彈性狀態(tài)，梁上翼緣左側(cè)應(yīng)變片LB-1測得應(yīng)變最大，應(yīng)力為275 MPa.

圖9 試件S1破壞形態(tài)Fig.9 Final damage state of specimen S1

2.2 試件S2

與試件S1 不同的是，試件S2 在4 號、5 號和6 號墻板上開了窗洞.初次加載的層間位移角為1∕1 000 rad，3 號整板與4 號上下兩塊分板以及7 號整板與6號上下兩塊分板之間，出現(xiàn)了約2 mm 寬的裂縫.當層間位移角增加到1∕500 rad 時，窗洞四角的裂縫豎向延伸和開展，同時洞口周圍的螺栓孔處出現(xiàn)微小裂縫.層間位移角增加到1∕250 rad 時，1 號與2 號板間的勾縫產(chǎn)生了通長裂縫，墻板之間發(fā)生錯動，6 號板下部螺栓孔洞處出現(xiàn)裂縫.當加載級達到1∕75 rad時，窗口鉤頭螺栓出現(xiàn)松動，有一定程度變形，但是螺栓沒有剪斷，仍然保持良好的工作狀態(tài)，3號墻板底部出現(xiàn)貫通的裂縫，混凝土被壓碎，部分脫落.最終破壞的整體圖形如圖10所示，靠近窗洞的螺栓孔處混凝土擠壓破壞嚴重，但是整個加載過程中，其余部位沒有出現(xiàn)明顯裂縫和破壞.最大應(yīng)力發(fā)生在梁上翼緣左側(cè)，達到269 MPa，鋼框架基本處于彈性狀態(tài).

圖10 試件S2破壞形態(tài)Fig.10 Final damage state of specimen S2

2.3 試件S3和S4

通過試件S1和S2的試驗發(fā)現(xiàn)：層間位移角達到1∕250 rad 時，墻板底部的螺栓連接節(jié)點出現(xiàn)裂縫；層間位移角達到1∕75 rad時，螺栓孔周圍的混凝土容易壓潰和脫落，說明該螺栓連接節(jié)點不能適應(yīng)主體鋼框架發(fā)生較大的側(cè)向變形.文獻［21］指出，墻板的配筋質(zhì)量對節(jié)點極限承載力影響較大，合適的鋼筋保護層厚度和焊接良好的縱橫鋼筋網(wǎng)，有助于提高節(jié)點的極限承載力，因此為了提高節(jié)點周圍墻板的承載力，增強混凝土受拉強度，本文提出了在墻板內(nèi)部節(jié)點周圍布置加密鋼筋網(wǎng)的構(gòu)造措施，試件S3 和S4的ALC 墻板采用了如圖5 所示的加強措施，其余和試件S1和S2均一樣.

試件S3 試驗現(xiàn)象如下：當層間位移角從1∕1 000 rad 增加到1∕500 rad 時，4 號板、5 號板、8 號板和9 號板之間填縫砂漿出現(xiàn)微小的豎向裂縫，隨著控制位移的增加，裂縫不斷擴展，砂漿出現(xiàn)掉落，墻板發(fā)生微小錯動滑移，當層間位移角達到1∕150 rad 時，1 號板下部的節(jié)點首次出現(xiàn)水平裂縫；當層間位移角達到1∕100 rad 時，4 號板下部螺栓孔也出現(xiàn)了細小裂縫，延伸至墻板底端；當層間位移角達到1∕50 rad時，鋼框架左柱焊縫出現(xiàn)裂紋，8號板螺栓孔周圍出現(xiàn)水平裂縫，但是混凝土脫落很少，與試件S1 相比，螺栓孔周圍裂縫的數(shù)量大大減少，僅有兩塊墻板底部各出現(xiàn)一條裂縫，同時螺栓松動程度降低，墻板損壞程度較輕，整體破壞形態(tài)見圖11，此時以墻板之間，豎向裂紋為主，每塊墻板自身有良好的整體性.

圖11 試件S3破壞形態(tài)Fig.11 Final damage state of specimen S3

試件S4 試驗現(xiàn)象如下：當層間位移角加至1∕1 000 rad 時，3 號整板與4 號上下兩塊分板以及7號整板與6 號上下兩塊分板之間勾縫，均出現(xiàn)了明顯的豎向裂縫；層間位移角增加到1∕250 rad 時，6 號上塊分板靠近窗洞部位，出現(xiàn)了斜裂縫；當層間位移角達到1∕150 rad 時，窗洞處的扁鋼與墻板脫落，8 號與9 號板及9 號與10 號板之間裂縫發(fā)展成通長縫；當層間位移角達到1∕75 rad 時，鉤頭螺栓出現(xiàn)一定變形，沒有發(fā)生破壞，仍可以正常工作，8號板螺栓孔周圍的混凝土部分脫落，墻板的整體性相對較好.應(yīng)變片LB-1 計算得到最大應(yīng)力為441 MPa，發(fā)生在鋼梁左側(cè)上翼緣處，鋼框架部分進入屈服狀態(tài).

圖12 試件S4破壞形態(tài)Fig.12 Final damage state of specimen S4

2.4 變形特點及破壞狀態(tài)總結(jié)

窗洞是薄弱部位，窗洞的角部容易率先出現(xiàn)斜向裂縫，可能會影響建筑的正常使用；層間位移角達到1∕150～1∕75 rad，墻板的破壞主要集中在下部螺栓節(jié)點周圍，罕遇地震下可能引發(fā)墻板脫落.構(gòu)件的破壞順序為：窗洞（節(jié)點和角部）斜裂縫—ALC 墻板節(jié)點周圍貫通裂縫—鋼框架梁柱節(jié)點屈服并形成塑性鉸.

由試件S3和S4可以發(fā)現(xiàn)，加強后的墻板損傷狀態(tài)有明顯改善，下部螺栓周圍出現(xiàn)裂縫時對應(yīng)的層間位移角從1∕250 rad 增大到1∕100 rad，墻板裂縫數(shù)量顯著減少，有效地減輕了墻板的開裂和局部塑性損傷程度.當控制層間位移角達到1∕75 rad 時，鋼框架梁柱節(jié)點進入屈服階段，同時鉤頭螺栓仍可以正常工作，墻板不會掉落.《建筑幕墻》（GB∕T 21086—2007）［22］規(guī)定建筑幕墻抗震設(shè)計時，平面內(nèi)變形能力應(yīng)不小于主體結(jié)構(gòu)彈性層間位移角控制值（1∕300）的3 倍，即主體框架層間位移角達到1∕100 rad 時，墻板不應(yīng)出現(xiàn)破壞.《建筑抗震設(shè)計規(guī)范》（GB 20011—2010）［23］對建筑非結(jié)構(gòu)構(gòu)件的抗震設(shè)防目標設(shè)定了高、中、低層次3 個要求，其中高要求指出：外觀可能損壞而不影響使用功能和防火能力，可經(jīng)受相連結(jié)構(gòu)構(gòu)件出現(xiàn)1.4 倍以上設(shè)計撓度（約1∕150 rad）的變形，即墻板在設(shè)防地震下需要滿足功能要求，并且當相連框架變形達到1∕107 rad時，墻板不發(fā)生破壞.試件S3和S4均滿足上述要求，表明在ALC墻板內(nèi)部設(shè)置局部加強鋼筋網(wǎng)可以有效地提高墻板的受力性能，這是一種可靠的抗震措施.

對比4 次試驗墻板的上部和下部連接節(jié)點的破壞狀態(tài)，可以發(fā)現(xiàn)，下部節(jié)點容易出現(xiàn)貫通螺栓孔的裂縫，裂縫數(shù)量多，但是上部節(jié)點裂縫較少，裂縫寬度不大.上部節(jié)點和下部節(jié)點的構(gòu)造相同，區(qū)別在于螺栓孔距離墻板短邊邊界的距離，下部節(jié)點距離小（69 mm），上部為460 mm，更靠近墻板底側(cè)邊界，見圖5.初步分析，當框架發(fā)生較大的側(cè)向變形，墻板節(jié)點處出現(xiàn)圓孔的應(yīng)力集中，引起的應(yīng)力擾動范圍達到1.5倍的孔口尺寸，而下部節(jié)點距離墻板邊界非常近，受到圓孔高峰應(yīng)力的影響，因此實際工程應(yīng)適當增大下部連接節(jié)點到墻板邊界的距離.

3 試驗結(jié)果分析

3.1 鋼框架滯回曲線

鋼框架滯回曲線，即荷載-位移曲線如圖13 所示，可以發(fā)現(xiàn)：

圖13 荷載-位移曲線Fig.13 Load-displacement hysteretic loops

1）4 個試件的滯回曲線相似，形狀均為S 形或Z形，加載初始階段，滯回曲線均接近直線，滯回環(huán)包圍的面積小，因為各構(gòu)件基本處于彈性階段，殘余變形較小.隨著位移增大，包絡(luò)線的面積開始增加，曲線穩(wěn)定，但是曲線均沒有出現(xiàn)下降段，承載力一直增加，主要原因為方鋼管柱的抗彎承載力較高，鋼框架抗側(cè)剛度較大，僅有部分構(gòu)件（如梁柱節(jié)點）進入屈服階段，此外試驗中沒有考慮在柱頂施加軸力.

2）試件S1 和S2 的滯回曲線幾乎重合，試件S3和S4 滯回曲線正向加載部分重合度也很高，表明外掛墻板開洞口對框架整體的滯回性能影響很小，可以忽略.原因是外掛式墻板通過鉤頭螺栓“掛”在鋼梁上，與內(nèi)嵌式墻板不同，不直接參與抵抗側(cè)向力.需要說明的是，負向加載時，試件S3 和S4 荷載相差較大，最高達到50.7%，主要因為在負向加載過程中，試件S3的地梁存在滑移.

3）試件S2和S4的滯回曲線形狀相似，負向加載時，試件S4 的曲線斜率比S2 略大，對應(yīng)的荷載數(shù)值也略高，表明節(jié)點設(shè)置加密鋼筋網(wǎng)的構(gòu)造措施對主體框架的滯回性能存在一定影響，可以略微提高承載力.兩條曲線在正向加載的后3 個加載級存在一定差異，導致滯回耗能面積相差24.6%，原因同2），試件S4 的地梁出現(xiàn)小滑移，荷載沒有完全加到框架上.

3.2 骨架曲線和剛度退化曲線

圖14 是試件S1、S2 和S4 的骨架曲線，由于試件S3的地梁發(fā)生滑移，對荷載的數(shù)值影響較大，后續(xù)分析不采用試件S3 的數(shù)據(jù)，圖15 是對應(yīng)的剛度退化曲線，可以發(fā)現(xiàn)：

圖14 骨架曲線Fig.14 Skeleton curves

圖15 剛度退化曲線Fig.15 Rigidity degradation curves

1）3 個試件骨架曲線特點很相似.加載初期，工字鋼梁、鋼柱等構(gòu)件處在彈性階段，荷載增長較快；隨著位移增大，骨架曲線的斜率開始下降，這是因為少部分構(gòu)件截面達到屈服應(yīng)變，開始進入彈塑性階段，結(jié)構(gòu)的剛度逐漸降低，荷載增速放緩；當層間位移角達到1∕50 rad（59.9 mm），墻板已經(jīng)發(fā)生了破壞，但是骨架曲線均沒有出現(xiàn)下降段，說明方鋼管柱-鋼框架具有良好的變形能力和較高的承載力，外掛式墻板對框架的受力性能影響很小.

2）試件S1和S2的骨架曲線幾乎重合，剛度的大小和變化趨勢很接近，表明開窗洞對框架的承載力影響很小，可以忽略.試件S4 的負向荷載比S2 和S1略高，如在層間位移角為1∕75 rad時，試件S4比S2承載力高7%，可以看出加強墻板的連接節(jié)點對框架的承載力也略有提高.試件S4 的剛度退化曲線存在突變，原因是正向加載的最后3 個加載級，地梁出現(xiàn)了小滑移.

3.3 能量耗散系數(shù)曲線

鋼框架的能量耗散能力是通過滯回曲線的面積來衡量，本文采用能量耗散系數(shù)Edc指標來評價.圖16是試件S1、S2和S4的能量耗散系數(shù)曲線，可以看出，試件S1、S2、S4 的能量耗散系數(shù)總體呈現(xiàn)增大的趨勢，因為隨著側(cè)向位移增大，梁柱節(jié)點及柱腳應(yīng)力逐漸達到屈服，材料進入非線性，耗散能量.試件S4 地梁出現(xiàn)小的滑移，導致荷載沒有完全加上，滯回曲線不如預(yù)期的飽滿，耗能系數(shù)下降，出現(xiàn)一定波動.能量耗散系數(shù)最大值為0.65，遠小于1，表明鋼框架整體塑性發(fā)展程度不高.

圖16 能量耗散系數(shù)曲線Fig.16 Energy dissipation coefficient curves

4 有限元模型建立

4.1 單元類型及網(wǎng)格劃分

采用有限元軟件ABAQUS，建立開窗洞墻板鋼框架S2 和節(jié)點加強開窗洞墻板鋼框架S4 的實體模型.墻板的截面尺寸、墻板內(nèi)鋼筋的直徑、布置和局部加強鋼筋網(wǎng)尺寸等參數(shù)選自1.2小節(jié)，鉤頭螺栓選用M12，型號為鉤頭160，角鋼規(guī)格為L63×6.

墻板、鉤頭螺栓、角鋼、鋼梁和鋼柱均采用八節(jié)點六面體減縮積分單元C3D8R 模擬，墻板內(nèi)豎向受力鋼筋、橫向分布鋼筋和局部加強鋼筋網(wǎng)片均采用桁架單元Truss 模擬.經(jīng)過多次試算，鋼梁和鋼柱網(wǎng)格尺寸為60，墻板網(wǎng)格尺寸為80，墻板節(jié)點處進行了多次切割，細分網(wǎng)格，使螺栓孔和周圍墻板單元之間合理過渡，確保網(wǎng)格質(zhì)量，鉤頭螺栓采用Sweep 劃分技術(shù)和Medial axis 算法，減小網(wǎng)格尺寸差異，受力鋼筋和局部加密鋼筋網(wǎng)格尺寸分別為50和15.

4.2 材料本構(gòu)關(guān)系

ALC 墻板本構(gòu)關(guān)系采用ABAQUS 有限元軟件中提供的混凝土CDP 損傷塑性模型，通過損傷因子dt和dc來表征輕質(zhì)混凝土的剛度退化和非彈性行為，參數(shù)的確定參考文獻［24］，ALC 墻板材應(yīng)力-應(yīng)變曲線參考文獻［25］，材料峰值抗壓強度σt取3.6 MPa，峰值抗壓強度σc取0.44 MPa，彈性模量Ec為1.658×103MPa，ALC 墻板密度為625 kg∕m3.由于混凝土為脆性材料，當墻板拉應(yīng)力達到峰值時，判定墻板發(fā)生開裂，應(yīng)力-應(yīng)變曲線見圖17.

圖17 ALC板損傷塑性模型應(yīng)力-應(yīng)變曲線Fig.17 Stress-strain curve of ALC concrete damage plasticity mode

ALC 墻板內(nèi)配筋采用HPB300鋼筋，屈服強度為300 MPa，彈性模量E1取2.1×105MPa，角鋼及鉤頭螺栓均采用Q235B 級鋼材，屈服點為235 MPa，彈性模量E2取2.1×105MPa，本構(gòu)關(guān)系均為雙斜線隨動強化模型，塑性模量均為0.01倍的彈性模量，鋼梁及鋼柱的本構(gòu)關(guān)系按照表2，泊松比為0.3，采用Von Mises屈服準則，鋼材應(yīng)力-應(yīng)變曲線見圖18.

圖18 鋼材應(yīng)力-應(yīng)變曲線Fig.18 Stress-strain curve of steel

4.3 邊界條件

鉤頭螺栓與螺栓孔接觸，法向設(shè)置“Hard Contact”，切向摩擦系數(shù)為0.3，鉤頭螺栓端部與角鋼進行綁定Tie，下部角鋼采用嵌固邊界，上部角鋼只釋放水平位移，即Ux≠0，Uy=Uz=θx=θy=θz=0.橫、豎鋼筋網(wǎng)以及局部加強鋼筋使用“Embedded Region”，直接嵌入到墻板內(nèi)，不考慮鋼筋和混凝土之間滑移.

鋼梁和鋼柱之間采用Tie模擬焊接，對鋼梁面外自由度進行約束，即Uz=0，以此考慮側(cè)向約束，試驗中鋼柱底部焊接了矩形鋼板，使用螺栓將矩形鋼板及上部鋼柱固定在鋼地梁上，有限元模型中對螺栓簡化處理，矩形鋼板一面與鋼柱Tie，另一面采用嵌固邊界.

模型中不考慮ALC 墻板與填縫材料的作用，各塊墻板之間相互接觸，法向設(shè)置“Hard Contact”，切向摩擦系數(shù)為0.44［4］.

試件S4 的有限元模型以及網(wǎng)格劃分見圖19，ALC 墻板螺栓洞口的精細化模型見圖20，在墻板內(nèi)布置了5層加強的鋼筋網(wǎng)片.

圖19 試件S4有限元模型Fig.19 Finite element model of Specimen S4

圖20 試件S4單片墻板有限元模型Fig.20 Finite element model of specimen S4 wall panel

5 有限元模型驗證及受力機理分析

5.1 有限元模型結(jié)果與試驗對比

以試件S2和S4為例，鋼框架在水平荷載下的骨架曲線見圖21，初始彈性剛度有一定差異，軟件計算結(jié)果均大于試驗結(jié)果，主要原因是鋼地梁在加載方向存在一定滑移，極限承載力的誤差相對較小.此外，對比試件S2或S4與純鋼框架（未布置ALC墻板）的骨架曲線可以發(fā)現(xiàn)，兩條曲線幾乎重合，表明外掛式的墻板對主體框架的初始剛度、承載力等指標影響小，同時也說明窗墻比的大小對主體結(jié)構(gòu)的抗震性能影響較小，可以忽略.

圖21 試件S2和S4的試驗與模擬結(jié)果比較Fig.21 Comparison of S2 and S4 test and FEM skeleton curves

圖22 是試件S4 墻板的第一主拉應(yīng)力云圖和第三主壓應(yīng)力云圖，對應(yīng)的層間位移角為1∕100 rad，可以發(fā)現(xiàn)，局部螺栓洞口和窗洞周圍主應(yīng)力較高，是高峰應(yīng)力集中的部位，當層間位移角進一步增加，容易出現(xiàn)墻板局部開裂，但墻板整體壓應(yīng)力相對較低，因而墻板可以保持良好的整體性.試件S4 層間位移角達到1∕75 rad時，在墻板螺栓孔周圍主拉應(yīng)力和主壓應(yīng)力均較高，形成了明顯的高峰應(yīng)力區(qū)，值得注意的是，底部螺栓孔由于距離底部邊緣較近，底部邊緣仍然在高峰應(yīng)力區(qū)域內(nèi)，圖23 顯示了兩塊相鄰墻板底部螺栓孔的應(yīng)力云圖，將以上計算結(jié)果和試驗的破壞特征對比可以發(fā)現(xiàn)，本文采用的建模方法是合理的.

圖22 層間位移角1∕100 rad試件S4墻板應(yīng)力Fig.22 Panel stress of S4 at story drift ratio 1∕100 rad

圖23 層間位移角1∕75 rad試件S4墻板螺栓孔破壞Fig.23 Panel holes of S4 at story drift ratio 1∕75 rad

5.2 應(yīng)力分析

對有限元模型計算結(jié)果進行整理，得到試件S4 各部件在每個加載級下最大的應(yīng)力值，見圖24.圖24（a）當層間位移角為1∕1 000 rad 時，外掛墻板達到了峰值拉應(yīng)力，且主要集中在窗洞螺栓孔周圍，因此試驗中窗洞附近螺栓孔容易最先出現(xiàn)貫穿裂縫.圖24（b）是不考慮螺栓孔周圍小區(qū)域的墻板最大壓應(yīng)力，墻板壓應(yīng)力隨著側(cè)向位移增大而增大，一直處于上升趨勢，但低于墻板的峰值壓應(yīng)力，表明墻板整體壓應(yīng)力較低，因此加載過程中墻板可以保持良好的整體性能.圖24（c）當層間位移角達到1∕800 rad，窗洞附近的鉤頭螺栓最先達到屈服應(yīng)力，當層間位移角達到1∕125 rad 時，鋼柱發(fā)生屈服，由此可知，構(gòu)件破壞的順序可能為：窗洞斜裂縫—ALC 墻板節(jié)點周圍貫通裂縫，鉤頭螺栓屈服—鋼框架梁柱節(jié)點屈服并形成塑性鉸，圖中鉤頭螺栓應(yīng)力一直上升是因為螺栓孔周圍的積分點應(yīng)力集中.圖24（d）中隨著位移增大，墻板內(nèi)橫向和縱向鋼筋的應(yīng)力一直在增加，但并未達到屈服，因為墻板整體應(yīng)力比較小，螺栓孔周圍加強鋼筋網(wǎng)在層間位移角為1∕152 rad時達到屈服，并一直穩(wěn)定在屈服狀態(tài)，表明加強鋼筋網(wǎng)可以和墻板協(xié)同工作，共同承擔拉應(yīng)力，因此可以減少裂縫的數(shù)量和減小寬度.

圖24 各部件最大應(yīng)力-位移曲線Fig.24 Maximum stress-displacement curve of each component

5.3 外掛墻板適應(yīng)鋼框架變形能力分析

為了研究水平荷載下，外掛墻適應(yīng)主體框架變形的情況，δ1為S4 鋼框架加載點側(cè)向變形，δ2為同一高度外掛墻板側(cè)向變形，δ為兩者之差，即δ=δ1-δ2，由圖25 可知，墻板和鋼框架的相對變形隨著位移增大而增加，但最大不超過1.7 mm，外掛墻板和鋼框架的側(cè)向變形基本一致，鉤頭螺栓使兩者能夠協(xié)同變形.

圖25 鋼框架和外掛墻板相對側(cè)向變形Fig.25 Relative deformation of frame and panels

受力機理分析如下：水平荷載下鋼框架會發(fā)生一定的側(cè)向變形，外掛ALC 條板采用鉤頭螺栓兩點連接支承方式與主體結(jié)構(gòu)連接，外掛墻板在面內(nèi)發(fā)生相應(yīng)的轉(zhuǎn)動以適應(yīng)主體結(jié)構(gòu)的變形，這是與內(nèi)嵌墻板的本質(zhì)區(qū)別，因此墻板的整體應(yīng)力相對較低，但是在螺栓孔周圍存在較大的拉應(yīng)力，裂縫通常集中在螺栓孔，對此可以考慮本文提出的局部加強鋼筋網(wǎng)的抗震措施，共同承擔螺栓孔的拉應(yīng)力，此外也可考慮增大螺栓孔至墻板底邊的距離，遠離應(yīng)力區(qū).

6 結(jié)論

通過對4 榀裝配式外掛墻板鋼框架的試驗研究和有限元分析，得到如下結(jié)論：

1）窗洞是墻板的薄弱部位，如果多遇地震下窗洞螺栓孔附近也可能出現(xiàn)裂縫，需要引起重視，窗墻比對框架整體的抗震性能影響很小，可以忽略.

2）墻板圖集中的鉤頭螺栓工法適用于多層或底層住宅的墻板連接構(gòu)造，墻板和框架可以協(xié)同工作，有如下變形特點：層間位移角在1∕1 000～1∕500 rad時，墻板之間的填縫材料開始出現(xiàn)豎向裂縫，其余構(gòu)件保持完好；層間位移角達到1∕300～1∕250 rad，填縫材料的豎向裂縫開展，數(shù)量增加，相鄰墻板發(fā)生較小錯動，部分墻板下部連接節(jié)點出現(xiàn)肉眼可見的裂縫，鋼梁鋼柱部分截面進入屈服階段；當層間位移角達到1∕75～1∕50 rad，各墻板發(fā)生轉(zhuǎn)動，墻板之間互相擠壓，端部呈現(xiàn)鋸齒狀形態(tài)，連接節(jié)點松動，節(jié)點周圍混凝土脫落，該節(jié)點難以適應(yīng)鋼框架較大的變形.

3）加強鋼筋網(wǎng)片是一種可靠的抗震措施，能夠改善混凝土墻板螺栓孔洞處的受力狀態(tài)，滿足罕遇地震下對外掛墻板的抗震性能要求.

4）連接節(jié)點到墻板底邊或頂邊的距離對節(jié)點的受力性能有很大影響，建議增加相應(yīng)距離，避免高峰應(yīng)力影響.