外挂ALC 墙板-钢框架及连接节点受力性能研究

李锋，姬淑艳，姜宝龙，冯力强，牛昌林，陈鸷坤

（1.重庆大学 土木工程学院，重庆 400045；2.重庆大学 建筑管理与房地产学院，重庆 400045；3.甘肃省建设投资（控股）集团有限公司，甘肃兰州 730000；4.甘肃建投科技研发有限公司，甘肃兰州 730000；5.华润置地（重庆）有限公司，重庆 400050）

目前，装配式钢结构住宅主体的设计技术趋于成熟，生产和安装也基本实现了工业化，但围护体系相关研究的滞后制约其应用和推广［1］.不少学者对围护体系展开了研究，文献［2-8］研究表明，内嵌式墙板对整体结构的初始刚度和承载力均有一定贡献；外挂式墙板对整体框架的滞回性能影响相对较小［9］，连接节点是关键部位，是保证墙板和主体框架协同工作的前提［10-12］，如果采用刚性连接或者在地震作用下墙板不能适应主体框架的变形，往往导致节点发生破坏，墙板可能从高空脱落，对人员生命安全造成威胁.针对外挂式墙板与钢框架连接节点的问题，文献［13-15］设计了不同形式的柔性节点，研究发现3种节点均有较高的承载力和一定的变形能力，能够适应多高层钢结构住宅在地震作用下发生大的侧向变形，但是上述连接节点的形式多样，构造相对复杂，难以符合构件标准化、建筑工业化的发展要求.

钩头螺栓固定工法是钢结构外挂墙板常采用的连接节点形式，该连接构造相对简单，施工方便，便于标准化生产，但是当钢结构发生较大侧向弹塑性变形，该节点的适用性和可靠性需要进一步研究.如图集《蒸压轻质加气混凝土板（NALC）构造详图》（03SG715-1）［16］规定：钩头螺栓节点仅适用于层间位移和刚度中等大小的钢结构体系，没有详细说明当结构层间位移角超越1∕120 rad 时，墙板和节点的工作性能和损伤状态.图集《蒸压加气混凝土砌块、板材构造》（13J104）［17］第2.3.2 小节规定：墙板作为填充墙时，对于超过24 m 的钢结构建筑，需要按照工程实际情况个体设计.以上两本图集对钩头螺栓节点的适用范围给出了限制，不便在高层装配式钢结构住宅体系应用.

此外，墙板在实际应用过程中需要满足一定使用要求，如开窗洞口.墙板窗洞会对受力状态、结构的刚度和承载力产生重要影响，文献［18-20］对内嵌式墙板开窗洞的位置、面积等参数进行了有限元分析，窗洞宜布置在两边缘柱中间的墙板，洞口应远离边缘柱；随着墙板开洞面积的增大，结构的强度和承载力均呈现明显减小趋势.以上研究主要是利用有限元计算，分析了内嵌式开洞墙板对钢框架抗震性能的影响，对外挂式墙板开洞的研究较少，相关试验研究资料缺乏.

基于以上两点，对外挂式墙板采用传统钩头螺栓连接的钢框架进行试验，侧重分析柔性钢框架发生较大水平变形时，墙板的损伤状态、裂缝开展情况、窗洞对主体结构受力性能的影响等，填补了相关图集和目前研究空缺；其次根据钩头螺栓受力特点及节点的局部损坏情况，提出了墙板内部节点孔周围布置加密钢筋网的抗震构造措施，并对加强后墙板及钢框架进行试验和有限元分析，为外挂墙板的设计和应用提供参考意见，以期在高烈度区或高度更大的装配式钢结构建筑中应用.

1 试验方案

1.1 试件设计

本次试验以典型的装配式钢结构住宅体系为原型，参照设计图集《蒸压加气混凝土砌块、板材构造》（13J104）中钩头螺栓及节点构造，不同之处是本文未设置专用托板，墙板的自重由钩头螺栓承担.共设计加工了4 个足尺试件进行低周反复加载试验，试件编号为S1、S2、S3 和S4，分别对应不开窗洞墙板钢框架、开窗洞墙板钢框架、节点加强墙板钢框架、节点加强开窗洞墙板钢框架.

试件均为单层单跨平面钢框架，钢框架的高度和跨度为2 950 mm×5 040 mm，柱采用箱型钢柱，截面尺寸为□400 mm×400 mm×14 mm，梁采用H 型钢梁，截面尺寸为H350 mm×180 mm×8 mm×10 mm，梁、柱均采用Q345B 级钢材，梁柱焊接连接在一起，框架与地梁采用M27 高强螺栓连接.试件信息详见表1，开洞尺寸为1 800 mm×1 000 mm，试件S2（S4）的尺寸详图见图1，试件S1和S3没有开窗洞口，表2给出了不同厚度Q345B级钢材的力学性能.

表1 试件信息Tab.1 Specimen information

图1 试件尺寸详图（单位：mm）Fig.1 Details of specimens（unit：mm）

表2 钢材材性试验Tab.2 Test results of steel materials

1.2 外挂ALC墙板竖装及节点加密钢筋网

蒸压轻质加气混凝土板（ALC 板）委托重庆泰日建材有限公司进行生产，墙板强度等级为A5.0，墙板干密度级别为B06，干密度为625 kg∕m3，抗压强度为5.0 MPa，干燥收缩值为0.50 mm∕m，导热系数为0.16 W∕（m·k），截面尺寸宽度和厚度为600 mm×150 mm，高度为2 990 mm.墙板之间的填缝材料选用水灰比0.25 的粘结砂浆，上部、下部钩头螺栓均与角钢焊接，角钢与钢梁或钢地梁焊接构造细节见图2，钩头螺栓见图3.

图2 钩头螺栓连接构造Fig.2 Hook bolt connections

图3 钩头螺栓Fig.3 Hook bolt

ALC墙板选择TU板或企口形板，断面图见图4，纵向受力钢筋的直径均为8 mm，横向分布钢筋直径为6.5 mm，其中试件S3和S4对墙板连接节点处洞口进行了局部加强，由于墙板内存在钢筋保护层，横向钢筋网片之间距离为110 mm，在ALC 墙板内钢筋网之间的洞口位置，沿厚度方向每20 mm 设置加密的钢筋网，因此在每个墙板内部螺栓孔洞处，沿厚度方向均设置了5 片加密钢筋网，每片加密钢筋网构造如图5所示，试件S1和S2没有采用加强措施.

图4 ALC墙板断面（单位：mm）Fig.4 Section of ALC panels（unit：mm）

图5 加密钢筋网构造（单位：mm）Fig.5 Size of the reinforcing steel mesh（unit：mm）

1.3 试验测点布置

在试件的关键部位布置了位移计和应变片，详见图6.位移计WYJ-1放置在地梁的中心线处，测量地梁的滑移值；位移计WYJ-2 放置在右侧箱型钢柱的底部，测量柱底部的滑移值；位移计WYJ-3 放置在最左侧墙板的顶部，记录结构的整体变形情况.应变片是左右对称布置，钢梁左侧上翼缘、腹板和下翼缘分别为LB-1、LB-2 和LB-3，钢梁右侧对称位置的应变片记为RB-1、RB-2 和RB-3，左侧钢柱柱脚应变片为LC-1～LC-4，右侧柱脚应变片为RC-1～RC-4，通过应变片了解钢构件的内力发展和屈服时序.

图6 位移计和应变片布置Fig.6 Layout of displacement sensors and strain gauges

1.4 试验加载装置及加载方案

试验在重庆大学结构实验室进行，利用200 t 千斤顶在试件顶部施加低周反复荷载，在框架的面外设置了侧向支撑，防止出现面外失稳的现象.同时对外挂ALC 墙板进行了编号，从右往左序号依次为1～9，9号板侧边的两块墙板序号为10、11，总计11块墙板，见图7.

图7 试件安装及编号Fig.7 Specimens installation and sequence

试验采用位移控制加载，在试验正式开始前先进行预加载，水平方向施加反复荷载1 次，层间位移角取值1∕750 rad.正式加载是通过控制层间位移角实现的，第一阶段的层间位移角分别为1∕1 000、1∕750 和1∕500 rad，这三级荷载均仅循环1 次，第二阶段的层间位移角分别为1∕250、1∕150、1∕100、1∕75、1∕50 rad，这五级荷载（除1∕50 rad 外）各循环2 次，见图8.当出现下列情况之一，停止试验，1）试验水平荷载达到极限荷载的85%；2）钢框架的侧向弹塑性变形超过1∕50 rad.

图8 加载制度Fig.8 Loading system

2 试验现象

2.1 试件S1

当层间位移角达到1∕500 rad 时，3 号和4 号板材之间勾缝开始出现0.53 mm 的裂缝，往复荷载作用下，裂缝逐渐开展，控制位移达到1∕250 rad时，4号板材下部螺栓节点处出现微小的斜向裂缝，且各板材竖向勾缝均有拉通延长的现象，墙板出现错动.层间位移角增加到1∕150 rad 时，5、6 号板材下部形成了贯通螺栓孔的裂缝，螺栓出现松动，层间位移角增加到1∕100 rad 时，1～8 号各板底部均出现明显贯通的斜裂缝，且伴随混凝土剥落，墙板发生较大的错动滑移，墙板的破坏形态呈现锯齿状（层间位移角1∕75 rad）.整个加载过程中，螺栓没有发生较大变形，螺栓和角钢的焊缝连接依然可靠，试件S1 的破坏形态见图9.钢框架基本处于弹性状态，梁上翼缘左侧应变片LB-1测得应变最大，应力为275 MPa.

图9 试件S1破坏形态Fig.9 Final damage state of specimen S1

2.2 试件S2

与试件S1 不同的是，试件S2 在4 号、5 号和6 号墙板上开了窗洞.初次加载的层间位移角为1∕1 000 rad，3 号整板与4 号上下两块分板以及7 号整板与6号上下两块分板之间，出现了约2 mm 宽的裂缝.当层间位移角增加到1∕500 rad 时，窗洞四角的裂缝竖向延伸和开展，同时洞口周围的螺栓孔处出现微小裂缝.层间位移角增加到1∕250 rad 时，1 号与2 号板间的勾缝产生了通长裂缝，墙板之间发生错动，6 号板下部螺栓孔洞处出现裂缝.当加载级达到1∕75 rad时，窗口钩头螺栓出现松动，有一定程度变形，但是螺栓没有剪断，仍然保持良好的工作状态，3号墙板底部出现贯通的裂缝，混凝土被压碎，部分脱落.最终破坏的整体图形如图10所示，靠近窗洞的螺栓孔处混凝土挤压破坏严重，但是整个加载过程中，其余部位没有出现明显裂缝和破坏.最大应力发生在梁上翼缘左侧，达到269 MPa，钢框架基本处于弹性状态.

图10 试件S2破坏形态Fig.10 Final damage state of specimen S2

2.3 试件S3和S4

通过试件S1和S2的试验发现：层间位移角达到1∕250 rad 时，墙板底部的螺栓连接节点出现裂缝；层间位移角达到1∕75 rad时，螺栓孔周围的混凝土容易压溃和脱落，说明该螺栓连接节点不能适应主体钢框架发生较大的侧向变形.文献［21］指出，墙板的配筋质量对节点极限承载力影响较大，合适的钢筋保护层厚度和焊接良好的纵横钢筋网，有助于提高节点的极限承载力，因此为了提高节点周围墙板的承载力，增强混凝土受拉强度，本文提出了在墙板内部节点周围布置加密钢筋网的构造措施，试件S3 和S4的ALC 墙板采用了如图5 所示的加强措施，其余和试件S1和S2均一样.

试件S3 试验现象如下：当层间位移角从1∕1 000 rad 增加到1∕500 rad 时，4 号板、5 号板、8 号板和9 号板之间填缝砂浆出现微小的竖向裂缝，随着控制位移的增加，裂缝不断扩展，砂浆出现掉落，墙板发生微小错动滑移，当层间位移角达到1∕150 rad 时，1 号板下部的节点首次出现水平裂缝；当层间位移角达到1∕100 rad 时，4 号板下部螺栓孔也出现了细小裂缝，延伸至墙板底端；当层间位移角达到1∕50 rad时，钢框架左柱焊缝出现裂纹，8号板螺栓孔周围出现水平裂缝，但是混凝土脱落很少，与试件S1 相比，螺栓孔周围裂缝的数量大大减少，仅有两块墙板底部各出现一条裂缝，同时螺栓松动程度降低，墙板损坏程度较轻，整体破坏形态见图11，此时以墙板之间，竖向裂纹为主，每块墙板自身有良好的整体性.

图11 试件S3破坏形态Fig.11 Final damage state of specimen S3

试件S4 试验现象如下：当层间位移角加至1∕1 000 rad 时，3 号整板与4 号上下两块分板以及7号整板与6 号上下两块分板之间勾缝，均出现了明显的竖向裂缝；层间位移角增加到1∕250 rad 时，6 号上块分板靠近窗洞部位，出现了斜裂缝；当层间位移角达到1∕150 rad 时，窗洞处的扁钢与墙板脱落，8 号与9 号板及9 号与10 号板之间裂缝发展成通长缝；当层间位移角达到1∕75 rad 时，钩头螺栓出现一定变形，没有发生破坏，仍可以正常工作，8号板螺栓孔周围的混凝土部分脱落，墙板的整体性相对较好.应变片LB-1 计算得到最大应力为441 MPa，发生在钢梁左侧上翼缘处，钢框架部分进入屈服状态.

图12 试件S4破坏形态Fig.12 Final damage state of specimen S4

2.4 变形特点及破坏状态总结

窗洞是薄弱部位，窗洞的角部容易率先出现斜向裂缝，可能会影响建筑的正常使用；层间位移角达到1∕150～1∕75 rad，墙板的破坏主要集中在下部螺栓节点周围，罕遇地震下可能引发墙板脱落.构件的破坏顺序为：窗洞（节点和角部）斜裂缝—ALC 墙板节点周围贯通裂缝—钢框架梁柱节点屈服并形成塑性铰.

由试件S3和S4可以发现，加强后的墙板损伤状态有明显改善，下部螺栓周围出现裂缝时对应的层间位移角从1∕250 rad 增大到1∕100 rad，墙板裂缝数量显著减少，有效地减轻了墙板的开裂和局部塑性损伤程度.当控制层间位移角达到1∕75 rad 时，钢框架梁柱节点进入屈服阶段，同时钩头螺栓仍可以正常工作，墙板不会掉落.《建筑幕墙》（GB∕T 21086—2007）［22］规定建筑幕墙抗震设计时，平面内变形能力应不小于主体结构弹性层间位移角控制值（1∕300）的3 倍，即主体框架层间位移角达到1∕100 rad 时，墙板不应出现破坏.《建筑抗震设计规范》（GB 20011—2010）［23］对建筑非结构构件的抗震设防目标设定了高、中、低层次3 个要求，其中高要求指出：外观可能损坏而不影响使用功能和防火能力，可经受相连结构构件出现1.4 倍以上设计挠度（约1∕150 rad）的变形，即墙板在设防地震下需要满足功能要求，并且当相连框架变形达到1∕107 rad时，墙板不发生破坏.试件S3和S4均满足上述要求，表明在ALC墙板内部设置局部加强钢筋网可以有效地提高墙板的受力性能，这是一种可靠的抗震措施.

对比4 次试验墙板的上部和下部连接节点的破坏状态，可以发现，下部节点容易出现贯通螺栓孔的裂缝，裂缝数量多，但是上部节点裂缝较少，裂缝宽度不大.上部节点和下部节点的构造相同，区别在于螺栓孔距离墙板短边边界的距离，下部节点距离小（69 mm），上部为460 mm，更靠近墙板底侧边界，见图5.初步分析，当框架发生较大的侧向变形，墙板节点处出现圆孔的应力集中，引起的应力扰动范围达到1.5倍的孔口尺寸，而下部节点距离墙板边界非常近，受到圆孔高峰应力的影响，因此实际工程应适当增大下部连接节点到墙板边界的距离.

3 试验结果分析

3.1 钢框架滞回曲线

钢框架滞回曲线，即荷载-位移曲线如图13 所示，可以发现：

图13 荷载-位移曲线Fig.13 Load-displacement hysteretic loops

1）4 个试件的滞回曲线相似，形状均为S 形或Z形，加载初始阶段，滞回曲线均接近直线，滞回环包围的面积小，因为各构件基本处于弹性阶段，残余变形较小.随着位移增大，包络线的面积开始增加，曲线稳定，但是曲线均没有出现下降段，承载力一直增加，主要原因为方钢管柱的抗弯承载力较高，钢框架抗侧刚度较大，仅有部分构件（如梁柱节点）进入屈服阶段，此外试验中没有考虑在柱顶施加轴力.

2）试件S1 和S2 的滞回曲线几乎重合，试件S3和S4 滞回曲线正向加载部分重合度也很高，表明外挂墙板开洞口对框架整体的滞回性能影响很小，可以忽略.原因是外挂式墙板通过钩头螺栓“挂”在钢梁上，与内嵌式墙板不同，不直接参与抵抗侧向力.需要说明的是，负向加载时，试件S3 和S4 荷载相差较大，最高达到50.7%，主要因为在负向加载过程中，试件S3的地梁存在滑移.

3）试件S2和S4的滞回曲线形状相似，负向加载时，试件S4 的曲线斜率比S2 略大，对应的荷载数值也略高，表明节点设置加密钢筋网的构造措施对主体框架的滞回性能存在一定影响，可以略微提高承载力.两条曲线在正向加载的后3 个加载级存在一定差异，导致滞回耗能面积相差24.6%，原因同2），试件S4 的地梁出现小滑移，荷载没有完全加到框架上.

3.2 骨架曲线和刚度退化曲线

图14 是试件S1、S2 和S4 的骨架曲线，由于试件S3的地梁发生滑移，对荷载的数值影响较大，后续分析不采用试件S3 的数据，图15 是对应的刚度退化曲线，可以发现：

图14 骨架曲线Fig.14 Skeleton curves

图15 刚度退化曲线Fig.15 Rigidity degradation curves

1）3 个试件骨架曲线特点很相似.加载初期，工字钢梁、钢柱等构件处在弹性阶段，荷载增长较快；随着位移增大，骨架曲线的斜率开始下降，这是因为少部分构件截面达到屈服应变，开始进入弹塑性阶段，结构的刚度逐渐降低，荷载增速放缓；当层间位移角达到1∕50 rad（59.9 mm），墙板已经发生了破坏，但是骨架曲线均没有出现下降段，说明方钢管柱-钢框架具有良好的变形能力和较高的承载力，外挂式墙板对框架的受力性能影响很小.

2）试件S1和S2的骨架曲线几乎重合，刚度的大小和变化趋势很接近，表明开窗洞对框架的承载力影响很小，可以忽略.试件S4 的负向荷载比S2 和S1略高，如在层间位移角为1∕75 rad时，试件S4比S2承载力高7%，可以看出加强墙板的连接节点对框架的承载力也略有提高.试件S4 的刚度退化曲线存在突变，原因是正向加载的最后3 个加载级，地梁出现了小滑移.

3.3 能量耗散系数曲线

钢框架的能量耗散能力是通过滞回曲线的面积来衡量，本文采用能量耗散系数Edc指标来评价.图16是试件S1、S2和S4的能量耗散系数曲线，可以看出，试件S1、S2、S4 的能量耗散系数总体呈现增大的趋势，因为随着侧向位移增大，梁柱节点及柱脚应力逐渐达到屈服，材料进入非线性，耗散能量.试件S4 地梁出现小的滑移，导致荷载没有完全加上，滞回曲线不如预期的饱满，耗能系数下降，出现一定波动.能量耗散系数最大值为0.65，远小于1，表明钢框架整体塑性发展程度不高.

图16 能量耗散系数曲线Fig.16 Energy dissipation coefficient curves

4 有限元模型建立

4.1 单元类型及网格划分

采用有限元软件ABAQUS，建立开窗洞墙板钢框架S2 和节点加强开窗洞墙板钢框架S4 的实体模型.墙板的截面尺寸、墙板内钢筋的直径、布置和局部加强钢筋网尺寸等参数选自1.2小节，钩头螺栓选用M12，型号为钩头160，角钢规格为L63×6.

墙板、钩头螺栓、角钢、钢梁和钢柱均采用八节点六面体减缩积分单元C3D8R 模拟，墙板内竖向受力钢筋、横向分布钢筋和局部加强钢筋网片均采用桁架单元Truss 模拟.经过多次试算，钢梁和钢柱网格尺寸为60，墙板网格尺寸为80，墙板节点处进行了多次切割，细分网格，使螺栓孔和周围墙板单元之间合理过渡，确保网格质量，钩头螺栓采用Sweep 划分技术和Medial axis 算法，减小网格尺寸差异，受力钢筋和局部加密钢筋网格尺寸分别为50和15.

4.2 材料本构关系

ALC 墙板本构关系采用ABAQUS 有限元软件中提供的混凝土CDP 损伤塑性模型，通过损伤因子dt和dc来表征轻质混凝土的刚度退化和非弹性行为，参数的确定参考文献［24］，ALC 墙板材应力-应变曲线参考文献［25］，材料峰值抗压强度σt取3.6 MPa，峰值抗压强度σc取0.44 MPa，弹性模量Ec为1.658×103MPa，ALC 墙板密度为625 kg∕m3.由于混凝土为脆性材料，当墙板拉应力达到峰值时，判定墙板发生开裂，应力-应变曲线见图17.

图17 ALC板损伤塑性模型应力-应变曲线Fig.17 Stress-strain curve of ALC concrete damage plasticity mode

ALC 墙板内配筋采用HPB300钢筋，屈服强度为300 MPa，弹性模量E1取2.1×105MPa，角钢及钩头螺栓均采用Q235B 级钢材，屈服点为235 MPa，弹性模量E2取2.1×105MPa，本构关系均为双斜线随动强化模型，塑性模量均为0.01倍的弹性模量，钢梁及钢柱的本构关系按照表2，泊松比为0.3，采用Von Mises屈服准则，钢材应力-应变曲线见图18.

图18 钢材应力-应变曲线Fig.18 Stress-strain curve of steel

4.3 边界条件

钩头螺栓与螺栓孔接触，法向设置“Hard Contact”，切向摩擦系数为0.3，钩头螺栓端部与角钢进行绑定Tie，下部角钢采用嵌固边界，上部角钢只释放水平位移，即Ux≠0，Uy=Uz=θx=θy=θz=0.横、竖钢筋网以及局部加强钢筋使用“Embedded Region”，直接嵌入到墙板内，不考虑钢筋和混凝土之间滑移.

钢梁和钢柱之间采用Tie模拟焊接，对钢梁面外自由度进行约束，即Uz=0，以此考虑侧向约束，试验中钢柱底部焊接了矩形钢板，使用螺栓将矩形钢板及上部钢柱固定在钢地梁上，有限元模型中对螺栓简化处理，矩形钢板一面与钢柱Tie，另一面采用嵌固边界.

模型中不考虑ALC 墙板与填缝材料的作用，各块墙板之间相互接触，法向设置“Hard Contact”，切向摩擦系数为0.44［4］.

试件S4 的有限元模型以及网格划分见图19，ALC 墙板螺栓洞口的精细化模型见图20，在墙板内布置了5层加强的钢筋网片.

图19 试件S4有限元模型Fig.19 Finite element model of Specimen S4

图20 试件S4单片墙板有限元模型Fig.20 Finite element model of specimen S4 wall panel

5 有限元模型验证及受力机理分析

5.1 有限元模型结果与试验对比

以试件S2和S4为例，钢框架在水平荷载下的骨架曲线见图21，初始弹性刚度有一定差异，软件计算结果均大于试验结果，主要原因是钢地梁在加载方向存在一定滑移，极限承载力的误差相对较小.此外，对比试件S2或S4与纯钢框架（未布置ALC墙板）的骨架曲线可以发现，两条曲线几乎重合，表明外挂式的墙板对主体框架的初始刚度、承载力等指标影响小，同时也说明窗墙比的大小对主体结构的抗震性能影响较小，可以忽略.

图21 试件S2和S4的试验与模拟结果比较Fig.21 Comparison of S2 and S4 test and FEM skeleton curves

图22 是试件S4 墙板的第一主拉应力云图和第三主压应力云图，对应的层间位移角为1∕100 rad，可以发现，局部螺栓洞口和窗洞周围主应力较高，是高峰应力集中的部位，当层间位移角进一步增加，容易出现墙板局部开裂，但墙板整体压应力相对较低，因而墙板可以保持良好的整体性.试件S4 层间位移角达到1∕75 rad时，在墙板螺栓孔周围主拉应力和主压应力均较高，形成了明显的高峰应力区，值得注意的是，底部螺栓孔由于距离底部边缘较近，底部边缘仍然在高峰应力区域内，图23 显示了两块相邻墙板底部螺栓孔的应力云图，将以上计算结果和试验的破坏特征对比可以发现，本文采用的建模方法是合理的.

图22 层间位移角1∕100 rad试件S4墙板应力Fig.22 Panel stress of S4 at story drift ratio 1∕100 rad

图23 层间位移角1∕75 rad试件S4墙板螺栓孔破坏Fig.23 Panel holes of S4 at story drift ratio 1∕75 rad

5.2 应力分析

对有限元模型计算结果进行整理，得到试件S4 各部件在每个加载级下最大的应力值，见图24.图24（a）当层间位移角为1∕1 000 rad 时，外挂墙板达到了峰值拉应力，且主要集中在窗洞螺栓孔周围，因此试验中窗洞附近螺栓孔容易最先出现贯穿裂缝.图24（b）是不考虑螺栓孔周围小区域的墙板最大压应力，墙板压应力随着侧向位移增大而增大，一直处于上升趋势，但低于墙板的峰值压应力，表明墙板整体压应力较低，因此加载过程中墙板可以保持良好的整体性能.图24（c）当层间位移角达到1∕800 rad，窗洞附近的钩头螺栓最先达到屈服应力，当层间位移角达到1∕125 rad 时，钢柱发生屈服，由此可知，构件破坏的顺序可能为：窗洞斜裂缝—ALC 墙板节点周围贯通裂缝，钩头螺栓屈服—钢框架梁柱节点屈服并形成塑性铰，图中钩头螺栓应力一直上升是因为螺栓孔周围的积分点应力集中.图24（d）中随着位移增大，墙板内横向和纵向钢筋的应力一直在增加，但并未达到屈服，因为墙板整体应力比较小，螺栓孔周围加强钢筋网在层间位移角为1∕152 rad时达到屈服，并一直稳定在屈服状态，表明加强钢筋网可以和墙板协同工作，共同承担拉应力，因此可以减少裂缝的数量和减小宽度.

图24 各部件最大应力-位移曲线Fig.24 Maximum stress-displacement curve of each component

5.3 外挂墙板适应钢框架变形能力分析

为了研究水平荷载下，外挂墙适应主体框架变形的情况，δ1为S4 钢框架加载点侧向变形，δ2为同一高度外挂墙板侧向变形，δ为两者之差，即δ=δ1-δ2，由图25 可知，墙板和钢框架的相对变形随着位移增大而增加，但最大不超过1.7 mm，外挂墙板和钢框架的侧向变形基本一致，钩头螺栓使两者能够协同变形.

图25 钢框架和外挂墙板相对侧向变形Fig.25 Relative deformation of frame and panels

受力机理分析如下：水平荷载下钢框架会发生一定的侧向变形，外挂ALC 条板采用钩头螺栓两点连接支承方式与主体结构连接，外挂墙板在面内发生相应的转动以适应主体结构的变形，这是与内嵌墙板的本质区别，因此墙板的整体应力相对较低，但是在螺栓孔周围存在较大的拉应力，裂缝通常集中在螺栓孔，对此可以考虑本文提出的局部加强钢筋网的抗震措施，共同承担螺栓孔的拉应力，此外也可考虑增大螺栓孔至墙板底边的距离，远离应力区.

6 结论

通过对4 榀装配式外挂墙板钢框架的试验研究和有限元分析，得到如下结论：

1）窗洞是墙板的薄弱部位，如果多遇地震下窗洞螺栓孔附近也可能出现裂缝，需要引起重视，窗墙比对框架整体的抗震性能影响很小，可以忽略.

2）墙板图集中的钩头螺栓工法适用于多层或底层住宅的墙板连接构造，墙板和框架可以协同工作，有如下变形特点：层间位移角在1∕1 000～1∕500 rad时，墙板之间的填缝材料开始出现竖向裂缝，其余构件保持完好；层间位移角达到1∕300～1∕250 rad，填缝材料的竖向裂缝开展，数量增加，相邻墙板发生较小错动，部分墙板下部连接节点出现肉眼可见的裂缝，钢梁钢柱部分截面进入屈服阶段；当层间位移角达到1∕75～1∕50 rad，各墙板发生转动，墙板之间互相挤压，端部呈现锯齿状形态，连接节点松动，节点周围混凝土脱落，该节点难以适应钢框架较大的变形.

3）加强钢筋网片是一种可靠的抗震措施，能够改善混凝土墙板螺栓孔洞处的受力状态，满足罕遇地震下对外挂墙板的抗震性能要求.

4）连接节点到墙板底边或顶边的距离对节点的受力性能有很大影响，建议增加相应距离，避免高峰应力影响.