朱洪伟，王 燕,*，张海宾，郭 军
(1.青岛理工大学 土木工程学院，青岛 266525；
2.山东高速莱钢绿建发展有限公司，青岛 266101)
装配式钢结构的围护结构主要分为砌体类与板材类，板材类又分为外挂条板与整体式大墙板。整体式大墙板具有接缝及连接节点少，整体性能及刚度大，安装效率高，抗震性能优越等优点，符合装配式建筑市场的发展和使用需求。
近年来围绕外挂整体式墙板连接节点开展了大量研究工作[1-3]。曹石等[4]提出一种新型外挂墙板连接节点，该节点通过限位孔、承重孔与墙板连接，通过ANSYS建模分析角钢对承载力的影响。完海鹰等[5]发明了一种新型承托式外挂墙板节点，上节点主要起固定作用，下节点主要承担荷载，通过螺栓与钢梁连接，并设计试验与有限元模拟对比，研究该节点的静力性能，研究表明，节点外伸托板变形挠度过大，需进一步优化。江韩等[6]结合实际工程项目研究了平移式节点设计方法，上节点通过槽钢与角钢实现墙板与主体结构钢梁的连接，下节点由墙板预埋件与楼板预埋件通过螺栓连接，并对墙板受力荷载组合、节点构造原理及栓孔长度等问题进行了分析，研究表明，该节点可实现中震弹性、大震不屈服的使用性能。
结合装配式建筑工程需求，课题组提出如图1所示的新型预制外挂整体式墙板及连接节点形式[7]，本文对其开展了力学性能试验研究。图1(a)为预制外挂整体式墙板框架结构；
图1(b)为预制外挂整体式墙板结构；
图1(c)为墙板的上、下两个承重节点，分别为下托式节点和上扣式节点。上扣式节点，在预制墙板内设置预埋T型件，通过T型过渡板将墙板荷载传至H型钢梁；
下托式节点，在楼承板内设置预埋连接件，通过T型过渡板将墙板荷载传至H型钢梁。
图1 预制外挂整体式墙板构造(单位：mm)
预制外挂整体式墙板采用保温装饰一体化构造，结构层采用C30混凝土浇筑而成，保温层采用XPS挤塑板，通过楔形板肋与结构层咬合而成，二者接触面涂抹一层专用结构胶。墙板构造及尺寸如图1(d)所示。
图2所示的预制外挂整体式墙板荷载主要有：自重荷载、风荷载及地震作用。
1.1 自重荷载
墙板自重荷载主要由图1(b)所示的下托式节点承担，考虑墙板保温层、窗户、墙体附加质量，取墙板放大系数1.2[3]。墙板自重荷载Gk计算简图如图2(a)所示。
预制混凝土墙板密度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 风荷载
图2(b)为墙板风荷载计算简图，风荷载由4个节点平均承担，风荷载按下式计算[8]：
wk=βgzμslμzw0
(1)
式中：wk为风荷载标准值；
βgz=1.47；
μsl=-1.6(风吸力)/1.4(风压力)；
μz=2.25；
w0=0.65。
建筑高度取150 m。
1.3 地震作用
地震作用分为三个方向：竖向(y方向)、水平(x方向)、水平(z方向)。竖向地震作用FEvk(y方向)与自重荷载均由图2(c)所示的下节点②承担；
水平地震作用FEhk(x方向)由上节点①承担；
水平地震作用FEhk(z方向)由墙板上、下节点共同承担。
当外挂墙板与主体结构的连接节点具有足够的承载力和适应主体结构变形能力时[9]，依据文献[10]采用等效侧力法按式(2)计算墙板平面内、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。
竖向地震作用标准值FEvk取水平地震作用标准值的0.65倍[10]。
图2 节点受力分析
1.4 荷载组合
荷载分项系数取值参考文献 [10]，节点荷载组合如图3所示，节点荷载计算见表1。
按墙板受荷载方向分析，竖向荷载Fy包括图2(a)中自重荷载(y向)与图2(c)竖向地震作用(y向)，即
Fy=1.2Gk+1.3FEvk=1.2×31.68+1.3×15.21=57.79 kN。
墙板平面内水平荷载Fx主要为图2(c)中水平地震作用(x向)，即
Fx=1.3FEhk=1.3×25.34=32.94 kN。
墙板平面外水平荷载Fz包括图2(b)中风荷载与图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)。
图3 节点荷载组合
表1 节点荷载组合
图4 下托式节点墙板平面外受力简图
图5 节点试件尺寸及构造(单位：mm)
为研究外挂整体式墙板连接节点在承受墙板平面外水平荷载时的传力机理和受力性能，设计了6个下托式节点试件，通过改变节点构造参数，研究了节点在低周往复荷载作用下的承载性能、破坏形态及抗震性能，采用有限元软件ABAQUS建立实体单元模型，与试验结果进行对比。图4为下托式节点在墙板平面外荷载作用下的受力简图。
2.1 试件设计
节点试件的构造及尺寸如图5所示。节点试件参数见表2，其中 JD-01为标准试件。
2.2 材性试验
依据文献[11]，对试件取样，每种板厚制作3件为一组取平均值；
连接钢筋取标准比例试样(直径为10 mm)3件为一组取平均值。材性试验在500 kN拉伸试验机完成，材性试验结果见表3。
2.3 试验装置及加载方案
试验加载装置包括50 t作动器、反力架、底座、箱型连接件以及HGH45HA滑块滑轨。滑块滑轨与箱型连接件相连，防止作动器加载头在加载过程中发生偏移失稳。通过50 t作动器对试件施加低周往复荷载。加载装置如图6所示。
表2 节点试件设计参数 mm
表3 材性试验结果
试验采用荷载-位移双控制[12]的加载制度进行加载，试件屈服前加载方式为荷载控制，一级为10 kN，每级循环1次。试件屈服后，加载方式切换为位移控制，以屈服位移Δy为一级，即Δy，2Δy，3Δy，…，每级循环2次。直到试件有明显损坏或试件承载力降到极限承载力85%以下，停止加载。加载制度如图7所示。
采用位移计(U1—U4)测量加载端竖向位移及重要部位的变形，位移计U2用于消除试件滑移造成的误差。采用应变片(S1—S8)测量试件关键部位的应变。位移计、应变片布置如图8所示。
图7 加载制度
图8 仪器布置U1—U4为位移计；
S1—S8为应变片
2.4 试验现象及破坏形式
6个试件最终破坏形态如图9所示。试件JD-01为标准件，屈服前几乎未变形，当加载至6Δy第二个循环时，连接钢筋与底板之间的焊缝出现裂缝，承载力略有下降，继续加载，裂缝增大，其中一根连接钢筋底部焊缝撕裂，连接钢筋被拔出，停止加载，试件最终破坏形态见图9(a)。
试件JD-02和JD-03在屈服前均未出现明显变形，JD-02连接钢筋直径较小，加载后期连接钢筋变形明显，充分发挥了连接钢筋的耗能能力，加载至12Δy后，连接钢筋底部出现裂纹且被拉断，承载力下降，停止加载，破坏形态见图9(b)。JD-03破坏过程与JD-01相似，因其连接钢筋直径较粗，破坏时连接钢筋几乎未变形，破坏形态同样为连接钢筋底部与底板焊缝处撕裂，且连接板变形明显，破坏形态见图9(c)。
试件JD-04和JD-05为改变连接板厚度试件，二者在屈服前未发生变形，JD-04破坏部位发生在连接钢筋与连接板之间焊缝处，破坏形态见图9(d)。JD-05因连接板厚度过大，加载过程中几乎未变形，两根连接钢筋与底板连接处焊缝撕裂损坏，破坏形态见图9(e)。
以糖尿病肾病患者作为分析对象，其各项检测结果的阳性率见表2所示，可见患者α1-MG、β2-MG、TRF、mAlb和Cys-C阳性率分别为43.68%、40.23%、77.01%、82.76%和57.47%。
试件JD-06为改变L型板厚度试件，试件屈服前未发生明显变形，L型板厚度增加后，加载过程中其变形较小，力直接传递至连接钢筋，导致连接钢筋与连接板之间焊缝撕裂损坏，破坏形态见图9(f)。
图9 各试件破坏形态
2.5 试验数据分析
2.5.1 滞回曲线与耗能能力
图10为6个试件的荷载-位移滞回曲线，从图中可以看出，6个试件滞回曲线都比较饱满，但均出现捏缩现象，这是因为加载过程中，试件底板有轻微滑移所导致。试件的耗能能力通过等效耗能系数E与等效黏滞阻尼系数ξe来分析。根据FEMA273[13]建议的方法，确定等效耗能系数E与等效黏滞系数ξe，试验数据汇总见表4。
图10 各试件荷载-位移滞回曲线
由图10(a)—(c)与表4可知，随连接钢筋直径增加，试件极限承载力与刚度提升较为明显，但试件变形能力减弱，节点耗能能力降低，连接钢筋直径建议取值范围为22～25 mm。由试件JD-01，JD-04及JD-05对比分析可见，当连接板厚度由10 mm增加到12 mm后，试件极限位移与极限承载力略有增加，耗能能力增强；
但继续增加到16 mm后，试件极限位移明显减小，且耗能能力减弱。由试件JD-01及JD-06对比分析可见，当L型板厚度由10 mm增加到12 mm后，试件极限位移有所降低，极限承载力保持不变，试件耗能能力变化较小，说明L型板厚度增加对试件影响较小。
表4 试验数据汇总
2.5.2 骨架曲线
骨架曲线是将试件滞回曲线同向加载方向的各级加载荷载最大点依次相连所得到的包络曲线。图11中各试件骨架曲线为消除试件滑移修正后的曲线。通过DN3816采集仪所得到的位移计U2数据，消除试件滑移造成的误差，使试验数据结果更精确。试件极限位移(取荷载下降到85%所对应的位移值)与屈服位移的比值称为延性系数。试件加载过程中，通过观察MTS所绘制的实时滞回曲线图来得出屈服点有较大误差，所以采用冯鹏等提出的“最远点法”[14]重新确定屈服荷载和屈服位移。
试件施加荷载大小处于节点设计值之间时，各试件处于弹性阶段，且未发生变形；
试件极限承载力与节点设计值比值均大于5，说明试件承载性能优良，具有足够的安全储备。随连接钢筋直径增加，试件初始刚度与极限承载力均有提升，但节点延性也随之降低。连接板厚度由10 mm增加至12，16 mm，节点极限承载力提升幅度较小，说明增加连接板厚度对节点承载力提升效果不明显，建议连接板厚度取值范围为10～12 mm。
3.1 建立有限元模型
模型试件底板进行固接，即完全固定(U1=U2=U3=UR1=UR2=UR3=0)。将杆件加载面耦合在一点RP1，且该点仅释放水平方向的约束，其他方向均固定(U1=U2=UR1=UR2=UR3=0)，加载时仅对该点施加Z方向的荷载位移控制。
考虑垫片与L型板、螺帽与垫片、L型板孔与螺杆之间的接触，焊接部分采用绑定约束；
考虑到连接钢筋端部焊缝对试件的影响，模拟两端焊缝，采用实体建模，假设焊缝与钢材等强进行模拟。加载制度与试验相同。有限元模型如图12所示。
3.2 破坏模式对比
以试件JD-01为例，将其试验破坏形态与有限元模拟结果进行对比分析，如图13所示。通过有限元模拟试件JD-01破坏时，L型板发生弯曲变形，连接钢筋端部焊缝连接部位达到极限应力且连接钢筋发生弯曲变形。通过局部对比也可以看出，有限元模拟与试验实际破坏部位相同，进一步说明有限元模拟的准确性。
图12 下托式节点有限元模型
图13 试验与有限元模拟破坏形式对比
3.3 数据对比
3.3.1 滞回曲线对比
图14为有限元与试验滞回曲线对比，试验过程中底座滑移对曲线影响较大，有捏缩现象，导致试验曲线不如有限元模拟的曲线饱满，但二者在总体趋势上比较相近，极限承载力相差很小，说明有限元模拟结果有较好的准确性。
3.3.2 骨架曲线对比
通过有限元模拟与试验消除误差后的骨架曲线进行对比。试件有限元模拟与试验骨架曲线对比如图15所示，二者极限荷载对比见表5。通过图15与表5对比分析可知，有限元模拟初始刚度略大，但有限元模拟与试验曲线变化趋势有较好的一致性，且二者极限承载力误差很小，除试件JD-01正向加载误差为6.87%外，其余均在5%以下。
3.4 上扣式节点有限元分析
通过对下托式节点的试验数据与有限元数据的对比分析，得出有限元模拟的准确性。对上扣式节点建立有限元模型进行分析，如图16(a)所示，采用与下托式节点相同的建模方式与加载制度，先用力加载方式确定屈服位移，然后采用位移加载，以此研究上扣式节点在承受墙板平面外水平荷载时的承载性能。
由图16(b)可以看出，加载过程中当加载端荷载达到100 kN以上时，孔壁周围与焊缝边界处应力较大，率先达到屈服，节点在屈服前变形较小。通过图17分析得，上扣式节点滞回曲线呈饱满的梭形，有较好的耗能能力，且极限荷载与节点设计值比值为5.24，说明节点承载性能优良，安全储备较高。
表5 各试件有限元与试验承载力对比
图17 上扣式节点滞回曲线与骨架曲线
1) 提出的预制外挂整体式墙板连接节点在地震、风荷载、自重等最不利组合荷载作用下，具备很强的承载力和抗震性能。
2) 预埋件连接钢筋直径是影响节点承载力的主要因素，随连接钢筋直径增加，节点承载力有明显提升，但连接钢筋直径取值过大时，对节点变形能力有一定影响，导致节点延性与耗能能力降低，建议节点的连接钢筋直径取值范围为22～25 mm。
3) 节点连接板厚度与L型过渡板厚度对节点承载力影响不明显，适当增加连接板厚度有利于提高节点延性与耗能能力，建议连接板厚度取值范围为10～12 mm。
4) ABAQUS有限元实体模型分析结果与试验结果取得了较好的一致性，说明建立的有限元模型可靠，可应用于后续此类节点的研究。
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