鄒旭巖, 李 可

(1 鄭州工程技術(shù)學(xué)院土木工程學(xué)院，鄭州 450044；2 鄭州大學(xué)土木工程學(xué)院，鄭州 450001)

0 引言

裝配式建筑自20世紀(jì)初被提出并投入實(shí)際應(yīng)用以來(lái),鑒于其優(yōu)良的環(huán)境效益和經(jīng)濟(jì)效益,在世界范圍被迅速推廣[1-5]。輕鋼龍骨復(fù)合材料墻體具有裝配化程度高、自重輕、抗震性能好等優(yōu)點(diǎn),成為當(dāng)前裝配式鋼結(jié)構(gòu)墻體的一種主要形式。若要使墻體與建筑主體結(jié)構(gòu)協(xié)同工作,鋼框架和圍護(hù)墻體的連接性能必須可靠,故眾多學(xué)者對(duì)輕鋼龍骨墻體與框架的連接性能進(jìn)行了大量研究。Heimbs等[6]對(duì)不同形式的L型角鋼連接節(jié)點(diǎn)及螺栓連接節(jié)點(diǎn)進(jìn)行了試驗(yàn)研究。分析了其破壞模式,發(fā)現(xiàn)在彎矩和剪力作用下,L型連接節(jié)點(diǎn)的破壞主要是連接面的剝離引起的。侯和濤等[7]通過(guò)低周往復(fù)試驗(yàn)研究了相關(guān)因素對(duì)帶節(jié)能復(fù)合墻板的鋼框架體系的抗震性能的影響,探明了帶復(fù)合墻板的鋼框架的主要破壞形式,發(fā)現(xiàn)墻板與鋼框架之間的連接方式和墻板厚度是影響結(jié)構(gòu)抗震性能的主要因素。楊萍等[8-9]設(shè)計(jì)了一種輕鋼龍骨內(nèi)墻與鋼框架體系新型連接方式,將輕鋼龍骨墻體與梁或者地面連接起來(lái)進(jìn)行試驗(yàn),結(jié)果表明,該種連接方式能夠滿足相關(guān)規(guī)范要求,而豎龍骨先于U型連接件破壞。陰亮[10]對(duì)采用竹膠板蒙皮的Web輕鋼龍骨體系墻體進(jìn)行了推覆試驗(yàn)及低周往復(fù)試驗(yàn),獲取該種類型墻體的破壞模式、極限承載力及滯回曲線,且得到蒙皮厚度影響墻體抗側(cè)承載力的結(jié)論和規(guī)律。

盡管國(guó)內(nèi)許多專家學(xué)者對(duì)預(yù)制裝配式輕鋼龍骨體系進(jìn)行了研究,但仍很有限,且墻板性能仍難以滿足裝配式結(jié)構(gòu)的多樣化需求,尤其是防火需求。因此,本課題組研發(fā)了輕鋼龍骨防火墻板,該新型墻板不僅具有上述輕鋼龍骨圍護(hù)結(jié)構(gòu)的優(yōu)點(diǎn),而且防火性能好。本文對(duì)輕鋼龍骨防火外墻與鋼框架連接的抗側(cè)性能進(jìn)行試驗(yàn)研究和有限元模擬分析,為該新型墻體的推廣應(yīng)用提供理論基礎(chǔ)和技術(shù)支持,具有重要的研究?jī)r(jià)值和應(yīng)用前景。

1 輕鋼龍骨防火外墻推覆試驗(yàn)概述

1.1 試驗(yàn)設(shè)計(jì)

試驗(yàn)設(shè)計(jì)兩塊墻板,QB1為L(zhǎng)型角鐵連接,QB2為異型角鐵連接。鑒于實(shí)際工程中焊接質(zhì)量難以保證,本試驗(yàn)采用自攻螺釘?shù)倪B接方式,對(duì)不同連接件時(shí)墻體與鋼框架連接的抗側(cè)性能進(jìn)行研究。本文設(shè)計(jì)兩種連接方式:QB1墻板上下端與框架梁采用通長(zhǎng)L型角鐵通過(guò)自攻螺釘連接(圖1);QB2墻板上下端與框架梁采用2個(gè)異型角鐵連接件通過(guò)自攻螺釘連接(圖2)。墻板結(jié)構(gòu)及尺寸如圖3所示。墻板中C型輕鋼龍骨尺寸為h×b×c×t=89×41×8×0.8(h、b、c、t分別為鋼骨的截面高度、翼緣寬度、卷邊寬度、厚度),C型龍骨腹板間距為240mm,防火板厚4mm。設(shè)計(jì)了單榀彈簧鉸接框架推覆設(shè)備,如圖4所示。即框架柱與上梁為平面內(nèi)鉸接(無(wú)平面內(nèi)抗彎剛度),框架柱與下梁采用平面內(nèi)彈簧鉸接(產(chǎn)生平面內(nèi)抗彎剛度),從而防止平面內(nèi)傾覆。框架柱及框架梁采用Q235碳素鋼,截面為□150×150×8×8,框架層高為3200mm。材性試驗(yàn)結(jié)果如表1所示。

表1 材料參數(shù)

圖1 QB1 L型角鐵連接示意圖

圖2 QB2異型角鐵連接示意圖

圖3 墻板尺寸圖

圖4 加載裝置及測(cè)量方案

加載裝置及測(cè)量方案如圖4所示。試驗(yàn)采用位移控制,單向逐級(jí)單調(diào)加載至破壞。在上梁頂、板頂、下梁底、板底、基礎(chǔ)梁及板中分別布置位移計(jì)。分別在墻板邊側(cè)龍骨的頂部、中間和底部布置應(yīng)變片,每個(gè)位置各粘貼2個(gè)應(yīng)變片。連接件的應(yīng)變測(cè)點(diǎn)分別布置在墻板四角最大拉壓位置的連接件表面,每個(gè)位置粘貼1個(gè)直角應(yīng)變花。

1.2 試驗(yàn)結(jié)果

先對(duì)空框架加載,當(dāng)梁頂位移加載至112.59mm時(shí),水平荷載為802.3N,加載過(guò)程中荷載-位移曲線始終呈彈性狀態(tài),無(wú)明顯現(xiàn)象。

試件QB1加載前期墻板及連接件無(wú)明顯現(xiàn)象,在加載至梁頂位移為8.11mm和11.17mm時(shí),在連接件與墻板連接處出現(xiàn)自攻螺釘拉拔聲,但看不出有明顯的拉拔變形。在梁頂側(cè)移加載到12.76mm(接近規(guī)范[11]規(guī)定的彈性層間位移限值L/250=13.2mm,L為層高3200mm)時(shí),墻板及連接部分仍然完好,如圖5(a)所示,此時(shí)水平荷載達(dá)到1141.3N。梁頂位移為19.15mm時(shí),可發(fā)現(xiàn)上下受拉側(cè)連接件與墻板之間有一道縫隙,最大縫寬在2mm左右,如圖5(b)所示。繼續(xù)加載,縫隙增大。墻板橫向龍骨受拉鼓曲,連接件與墻板之間的自攻螺釘拉拔位移明顯。當(dāng)加載至梁頂位移63.64mm時(shí),受拉側(cè)連接件與墻板連接的自攻螺釘發(fā)出一聲尖銳聲響(螺釘開始被拔出),荷載達(dá)到峰值4327.9N。繼續(xù)加載,荷載逐漸下降,墻板整體傾斜明顯,連接件及連接自攻螺釘拉拔位移不斷增加,如圖5(c)所示;直至“砰”的一聲下部連接件與墻板連接自攻螺釘拔脫,此時(shí)梁頂位移達(dá)到69.96mm,水平荷載達(dá)到3909.8N,試驗(yàn)結(jié)束。

圖5 QB1試件破壞過(guò)程圖

試件QB2加載前期受力均勻,試件無(wú)明顯現(xiàn)象。當(dāng)梁頂位移達(dá)到10.23mm,可以看出上下部受拉異型連接件與墻板之間有微小縫隙,如圖6(a)所示。在梁頂側(cè)移加載到12.78mm時(shí)(接近規(guī)范[11]規(guī)定的彈性層間位移限值L/250=13.2mm),墻板仍基本豎直無(wú)傾斜,如圖6(b)所示,此時(shí)荷載達(dá)到1604N。繼續(xù)加載,墻板與連接件間的自攻螺釘發(fā)出聲響,連接件與墻板間縫隙逐漸擴(kuò)大,受拉區(qū)上、下橫向龍骨發(fā)生明顯變形,受壓側(cè)上下龍骨有明顯內(nèi)陷,但連接依然可靠;直到受拉側(cè)連接件與墻板連接的自攻螺釘發(fā)出一聲尖銳聲響(螺釘開始被拔出),最邊緣螺釘不再持力,荷載達(dá)到峰值3480.4N,梁頂位移為38.47mm。當(dāng)梁頂位移加載至51.56mm時(shí),伴隨螺釘拔出聲,受拉墻板外側(cè)邊緣與連接件連接的螺釘被完全拔出,見圖6(c),此時(shí)水平荷載降至2836.3N,鑒于試驗(yàn)安全考慮,停止加載。

圖6 QB2試件破壞過(guò)程圖

綜上所述,兩個(gè)試件在整個(gè)加載過(guò)程中,在達(dá)到水平極限承載力前基本處于彈性狀態(tài),墻板本身基本處于完好狀態(tài)。當(dāng)墻板與連接件之間最外側(cè)(受拉拔力最大位置)的自攻螺釘發(fā)出尖銳聲響被拔出時(shí),試件荷載達(dá)到極值;然后隨著自攻螺釘拔出位移的增加,荷載逐漸下降;當(dāng)受力最大側(cè)螺釘被完全拔出時(shí),此時(shí)連接已經(jīng)破壞嚴(yán)重,試件即告破壞。

2 有限元模擬分析

2.1 有限元模型建立

(1)有限元模型

QB1和QB2試件的有限元幾何模型,如圖7所示。輕鋼龍骨和酚醛防火板使用殼單元,單元類型為S4R,L型(或異型)角鋼連接件和鋼框架均采用六面體實(shí)體單元,單元類型為C3D8R。

圖7 有限元幾何模型

(2)本構(gòu)關(guān)系

Q235、Q355碳素鋼、冷彎薄壁型鋼本構(gòu)關(guān)系采用雙線性模型。將酚醛防火板簡(jiǎn)化為各向同性線彈性材料,采用線彈性模型。各材料參數(shù)見表1。

(3)相互作用及約束條件

豎向與橫向輕鋼龍骨連接處定義Tie綁定約束,構(gòu)成輕鋼龍骨框架。酚醛防火板與框架同樣定義Tie約束。對(duì)試件幾何模型進(jìn)行切割,定出自攻螺釘位置,之后進(jìn)行Tie綁定,將自攻螺釘處周邊單元兩兩位移耦合。角鋼與鋼框架及墻板之間設(shè)置為法向硬接觸,切向摩擦。兩側(cè)鋼柱頂部與上梁通過(guò)MPC單元鉸接。由試驗(yàn)結(jié)果并未發(fā)現(xiàn)下梁移動(dòng);所以建模時(shí)不考慮該梁,僅將兩側(cè)鋼柱底部通過(guò)彈簧單元固定于地面,且與基礎(chǔ)梁固接的下梁亦固定于地面。

2.2 有限元計(jì)算結(jié)果分析

以QB1為例,有限元模擬與試驗(yàn)過(guò)程對(duì)比分析如下:當(dāng)加載至梁頂位移14.6mm時(shí),計(jì)算水平荷載為1117N,與試驗(yàn)中水平荷載1141.3N基本一致。此時(shí),墻板頂部加載端橫向輕鋼龍骨因應(yīng)力集中出現(xiàn)個(gè)別單元屈服,最大應(yīng)力為293.7MPa。繼續(xù)加載,當(dāng)位移達(dá)到接近試驗(yàn)極限荷載對(duì)應(yīng)水平位移63.64mm時(shí),計(jì)算水平荷載為4319.7N(與試驗(yàn)極限荷載4327.9N接近);計(jì)算得到橫向輕鋼龍骨最大單元應(yīng)力為311MPa,位于底部橫向輕鋼龍骨與L型角鐵連接的自攻螺釘處(該位置與試驗(yàn)中橫向輕鋼龍骨鼓曲位置相同),且之后因該處局部變形較大,計(jì)算不再收斂,終止計(jì)算。因此,將311MPa定義為L(zhǎng)型角鐵與橫向輕鋼龍骨間的自攻螺釘被拔出時(shí)對(duì)應(yīng)的橫向輕鋼龍骨的應(yīng)力值。即認(rèn)為當(dāng)橫向輕鋼龍骨的應(yīng)力達(dá)到311MPa時(shí),自攻螺釘連接失效,此時(shí)的荷載值被認(rèn)為是QB1試件的極限荷載。同理,將299.2MPa定義為QB2異型角鐵與橫向輕鋼龍骨間自攻螺釘被拔出時(shí)對(duì)應(yīng)的橫向輕鋼龍骨的應(yīng)力值,此時(shí)荷載值定義為QB2試件的極限荷載。

分析表明:數(shù)值模擬過(guò)程是以達(dá)到(或接近)試驗(yàn)中荷載極值對(duì)應(yīng)的梁頂水平位移為承載力極限狀態(tài),考察試件達(dá)到該水平位移時(shí)應(yīng)力最大的自攻螺釘處連接的橫向龍骨應(yīng)力,用自攻螺釘連接處橫向龍骨達(dá)到該應(yīng)力值來(lái)表征該連接形式在模擬過(guò)程中發(fā)生破壞。表2列出了外框架、QB1試件、QB2試件在相應(yīng)狀態(tài)下的試驗(yàn)結(jié)果和有限元模擬結(jié)果。由表2可知,試驗(yàn)結(jié)果和模擬結(jié)果誤差均在10%以內(nèi)。所以有限元模擬計(jì)算結(jié)果與試驗(yàn)結(jié)果基本吻合。

表2 兩種連接下的試驗(yàn)值與模擬值對(duì)比

外框架以及QB1、QB2試件的荷載-位移曲線的有限元分析與試驗(yàn)結(jié)果對(duì)比如圖8、圖9所示。由圖可以看出,有限元模擬結(jié)果與試驗(yàn)結(jié)果吻合良好,驗(yàn)證了本文采用的有限元模型的有效性。

圖8 外框架的荷載-位移曲線對(duì)比

圖9 試件的荷載-位移曲線對(duì)比

2.3 輕鋼龍骨防火外墻平面內(nèi)受力性能的分析方案

為深入研究輕鋼龍骨防火外墻平面內(nèi)受力性能的影響因素及其影響規(guī)律,設(shè)計(jì)如表3所示擴(kuò)展工況有限元分析方案。墻體試件分為兩大組,分別采用異型角鐵連接、L型角鐵連接。異型角鐵連接時(shí)考慮以下三個(gè)影響因素:連接件個(gè)數(shù)、龍骨布置方式、龍骨間距。L型角鐵連接時(shí)考慮以下三個(gè)影響因素:龍骨布置方式、龍骨間距、連接件與鋼梁連接時(shí)所用自攻螺釘個(gè)數(shù)。

表3 平面內(nèi)受力性能分析方案

3 輕鋼龍骨預(yù)制防火外墻平面內(nèi)受力性能分析

3.1 承載能力分析

將上述各試件有限元計(jì)算結(jié)果(包括水平極限承載力及其對(duì)應(yīng)的位移和應(yīng)力值)列于表4。由表4可以看出,異型角鐵連接試件的水平極限承載力整體略低于L型角鐵連接試件,且異型角鐵連接試件的極限承載力對(duì)應(yīng)的各部件應(yīng)力值亦低于L型角鐵連接試件的應(yīng)力值。但L型角鐵連接試件的水平極限承載力對(duì)應(yīng)水平位移均顯著大于異型角鐵連接試件。上述結(jié)果表明:對(duì)于輕鋼龍骨預(yù)制防火外墻,L型角鐵連接方式比異型角鐵連接方式具有更高的水平抗側(cè)承載力和變形能力;但異型角鐵連接方式比L型角鐵連接方式具有更高的抗側(cè)剛度。

表4 各試件極限承載力、位移及對(duì)應(yīng)部件應(yīng)力值

3.1.1 異型角鐵連接

(1)豎向輕鋼龍骨間距影響分析

由表4中SYA組試件數(shù)據(jù)以及圖10(a)可知,當(dāng)豎向輕鋼龍骨間距由300mm降低至240mm、由240mm降低至200mm時(shí),墻體連接的水平極限承載力分別提高5.51%、8.15%。說(shuō)明減小豎向輕鋼龍骨間距可略微提高墻體連接的承載力,但并未呈線性增加。

圖10 異型角鐵連接試件極限承載力與影響因素關(guān)系曲線

(2)異型角鐵連接件個(gè)數(shù)影響分析

由表4中SYB組試件數(shù)據(jù)以及圖10(b)可知,增加連接件個(gè)數(shù)可提高墻體連接的水平極限承載力,但承載力并未呈線性增加。當(dāng)連接件由兩個(gè)增加到3個(gè)時(shí),墻體連接的水平極限承載力提高幅度為1.17%,而由3個(gè)增加到4個(gè)時(shí),墻體連接的水平極限承載力提高幅度為15.89%,其提高效果更加明顯。分析原因:當(dāng)單側(cè)連接件由兩個(gè)增加到3個(gè)時(shí),增加的一個(gè)連接件位于橫向龍骨中間,受力較小。而當(dāng)連接件由兩個(gè)增加到4個(gè)時(shí),增加的兩個(gè)連接件位于橫向龍骨靠邊側(cè)位置,受力較大。

(3)豎向輕鋼龍骨布置方式影響分析

由表4中試件SYA-2、SYB-2可知,改變豎向輕鋼龍骨布置方式,墻體連接的水平極限承載力及對(duì)應(yīng)各構(gòu)件應(yīng)力值基本相同。這表明改變豎向龍骨布置方式對(duì)墻體連接承載力影響不大。

3.1.2 L型角鐵連接

(1)豎向輕鋼龍骨間距影響分析

由表4中SLA組試件及圖11(a)可知,墻體連接的承載力隨豎向輕鋼龍骨間距的減小呈線性增加,但增幅較小。

圖11 L型角鐵連接試件極限承載力與影響因素關(guān)系曲線

(2)連接自攻螺釘個(gè)數(shù)影響分析

由表4中SLB組數(shù)據(jù)以及圖11(b)可知,當(dāng)螺釘由3個(gè)增加到4個(gè)時(shí),墻體連接的承載力提高幅度為2.44%;而由4個(gè)增加到5個(gè)時(shí),墻體連接的承載力提高幅度僅為0.63%。說(shuō)明增加螺釘個(gè)數(shù)可提高墻體連接的水平極限承載力,但承載力提高速率隨自攻螺釘個(gè)數(shù)增加呈下降趨勢(shì)。

(3)豎向輕鋼龍骨布置方式影響分析

由表4中試件SLA-2、SLB-1可知,改變豎向輕鋼龍骨布置方式,墻體連接的水平極限承載力及對(duì)應(yīng)各部件應(yīng)力值基本相同。這說(shuō)明輕鋼龍骨布置方式對(duì)墻體連接的水平極限承載力影響不大。

3.2 試件荷載-位移曲線分析

將上述試件計(jì)算分析所得水平極限承載力對(duì)應(yīng)的梁頂位移列于表4。繪制各試件的荷載-位移曲線如圖12、圖13所示。

圖12 異型角鐵連接試件荷載-位移曲線

圖13 L型角鐵連接試件荷載-位移曲線

3.2.1 異型角鐵連接

(1)改變豎向輕鋼龍骨間距

由圖12(a)中SYA組試件結(jié)果可知,其他條件相同時(shí),減小豎向輕鋼龍骨間距,能明顯提高墻體及連接的抗側(cè)剛度。但當(dāng)豎向輕鋼龍骨間距由240mm降低至200mm時(shí),對(duì)墻體及連接的抗側(cè)剛度的提高效果要優(yōu)于300mm降低至240mm。

(2)改變異型角鐵連接件個(gè)數(shù)

由圖12(b)中SYB組試件結(jié)果知,當(dāng)異型角鐵連接件個(gè)數(shù)由2個(gè)增加到3個(gè)時(shí),試件SYB-1、SYB-2荷載-位移曲線基本重合,對(duì)墻體及連接的抗側(cè)剛度提高效果可忽略不計(jì);而當(dāng)異型角鐵連接件由3個(gè)增加到4個(gè)時(shí),試件SYB-3荷載-位移曲線斜率明顯大于其他試件,墻體與連接抗側(cè)剛度顯著增加。說(shuō)明其他條件相同時(shí),改變異型角鐵連接件個(gè)數(shù),能提高墻體及連接的抗側(cè)剛度,但需合理安排連接件位置(盡量靠近邊側(cè)),使連接件充分發(fā)揮約束作用。

(3)改變豎向輕鋼龍骨布置方式

對(duì)比試件SLA-2、SLC-1結(jié)果可知,二者荷載-位移曲線基本重合;說(shuō)明改變輕鋼龍骨布置方式對(duì)墻體及連接的抗側(cè)剛度基本無(wú)影響。

3.2.2 L型角鐵連接

(1)改變豎向輕鋼龍骨間距

由圖13(a)中SLA組試件結(jié)果可知,其他條件不變時(shí),減小豎向輕鋼龍骨間距,相同荷載下試件水平位移略有減小。說(shuō)明減小豎向輕鋼龍骨間距可增加墻體及連接的抗側(cè)剛度,但影響較小。

(2)改變L型角鐵與鋼梁連接自攻螺釘個(gè)數(shù)

由圖13(b)SLB組試件結(jié)果可知,試件SLB-2、SLB-3荷載-位移曲線基本重合,試件SLB-2的斜率略高于SLB-1,即當(dāng)自攻螺釘由3個(gè)增加到4個(gè)時(shí),對(duì)墻體及連接的抗側(cè)剛度的提升效果大于由4個(gè)增加至5個(gè)。說(shuō)明其他條件相同時(shí),增加自攻螺釘個(gè)數(shù),對(duì)墻體及連接的抗側(cè)剛度提高很小。

(3)改變豎向輕鋼龍骨布置方式

試件SLA-2和SLC-1的荷載-位移曲線基本重合,說(shuō)明改變輕鋼龍骨布置方式對(duì)墻體及連接的抗側(cè)剛度基本無(wú)影響。

4 結(jié)論

通過(guò)輕鋼龍骨防火外墻的推覆試驗(yàn)和有限元模擬分析,對(duì)L型角鐵連接和異型角鐵連接兩種連接方式與輕鋼龍骨防火外墻抗側(cè)性能的影響及其規(guī)律進(jìn)行了研究,得出如下結(jié)論:

(1)對(duì)于輕鋼龍骨防火外墻,采用L型角鐵連接方式比采用異型角鐵連接方式具有更高的水平抗側(cè)承載力和變形能力,但采用異型角鐵連接方式比采用L型角鐵連接方式具有更高的抗側(cè)剛度。

(2)對(duì)異型角鐵連接的墻體,減小輕鋼龍骨間距能提高墻體連接的水平極限承載力和平面內(nèi)剛度;且豎向輕鋼龍骨間距由240mm降低至200mm時(shí),效果更加明顯。對(duì)L型角鐵連接的墻體,減小輕鋼龍骨間距能提高墻體連接的水平極限承載力和平面內(nèi)剛度,但效果均較差。

(3)對(duì)于異型角鐵連接的試件,當(dāng)單側(cè)連接件個(gè)數(shù)由兩個(gè)增加到3個(gè)時(shí),墻體連接的水平極限承載力及平面內(nèi)剛度基本不變,而單側(cè)連接件個(gè)數(shù)由3個(gè)增加到4個(gè)時(shí),墻體連接的水平極限承載力及平面內(nèi)剛度顯著提高。對(duì)L型角鐵連接的試件,增加L型角鐵與型鋼梁連接自攻螺釘個(gè)數(shù),能略微提高墻體連接的水平極限承載力及平面內(nèi)剛度,且自攻螺釘個(gè)數(shù)由3個(gè)增加到4個(gè)時(shí)提升效果要優(yōu)于由4個(gè)增加到5個(gè)。

(4)改變豎向輕鋼龍骨布置方式,對(duì)墻體連接的水平極限承載力及平面內(nèi)剛度無(wú)明顯影響。