超低能耗夾芯墻板金屬限位拉結件受力性能分析

呂安安,趙志剛,董鐵良,常世濤

(1.沈陽建筑大學土木工程學院,遼寧 沈陽 110168;2.北京市燕通建筑構件有限公司,北京 102202)

隨著全球氣候變暖問題日益嚴重,建筑節(jié)能問題開始受到各國的普遍關注,從1988年被動式房屋概念被提出,建筑物的節(jié)能材料和結構在30多年間得到了不斷的變化和發(fā)展。在我國,超低能耗建筑作為一種良好的節(jié)能方案開始受到人們關注[1],在嚴寒和寒冷地區(qū),房屋的外墻保溫系統(tǒng)對建筑節(jié)能起著至關重要的作用。目前常見的建筑外墻通常為三明治結構,中部的保溫板厚度將直接影響室內(nèi)外的熱交換率,決定建筑節(jié)能效果[2-3]。

拉結件對超低能耗夾芯墻板的內(nèi)、外葉墻起到聯(lián)結作用,一般分為承重拉結件和限位拉結件兩種[4],承重拉結件同時承受拉力、壓力和剪力,而限位拉結件僅承受拉力和壓力。限位拉結件主要起到承擔風荷載等面外荷載、內(nèi)外溫差較大時溫度應力的作用,可以使用金屬或非金屬材料,其中非金屬拉結件只適用于保溫層厚度在150 mm以內(nèi)的情況,金屬限位拉結件由于機械性能良好,多用于保溫層厚度在150 mm以上夾芯保溫墻板[5]。目前常用的限位拉結件研究多集中于保溫板厚度為200 mm以內(nèi)的夾芯墻板,而針對于保溫層厚度超過200 mm的超低能耗夾芯墻板的限位拉結件的研究有限[6-7]?；诖?筆者針對于保溫層厚度大于200 mm的預制超低能耗夾芯墻板的金屬限位拉結件的抗拉性能進行力學性能試驗和模擬分析,為該類墻板限位拉結件的研究提供設計依據(jù)。

1 限位拉結件設計方法

原則上,拉結件設計時不考慮保溫板受壓,所有拉力、壓力、剪力均由拉結件承擔。夾芯墻板的總拉力由限位拉結件和承重拉結件沿拉力作用方向的分量共同承擔,一般以錨固破壞控制[8];夾芯墻板的總剪力由承重拉結件沿剪力作用方向的分量承擔,一般由壓桿失穩(wěn)承載力和拉結件節(jié)點混凝土破壞承載力較小值控制[9];夾芯墻板的總壓力由限位拉結件和承重拉結件沿壓力作用方向的分量共同承擔,一般由壓桿失穩(wěn)控制[10]。

由于限位拉結件的桿件直徑較小,安裝時一般由人工后插或預先安裝后再穿過桿件放置保溫板,均很難保證拉結件豎直,存在較大的初始彎曲或偏心,會極大地降低桿件的受壓穩(wěn)定承載力,桿件失穩(wěn)后,仍需依靠保溫板承受壓力,這與原設計假定不相符。基于上述分析,筆者暫不進行限位拉結件的受壓性能分析,對針式拉結件的受壓問題,可通過修改設計方案解決,如設計時不考慮限位拉結件受壓,全部由承重拉結件承擔壓力。

2 金屬限位拉結件抗拉試驗

2.1 試件設計

試驗所采用的金屬限位拉結件如圖1所示,金屬拉結件由白鋼制作,實測力學指標見表1。根據(jù)文獻[6],白鋼拉結件的屈服強度不小于400 MPa,抗拉強度為600～930 MPa,斷后伸長率不應小于25%,實測指標均滿足標準要求?？估囼炈没炷翉姸鹊燃墳镃30,上、下層混凝土板長寬均為250 mm×250 mm,厚度均為150 mm,混凝土塊的形心線埋設了施加拉力的鋼筋,端部通過機械錨固措施增強錨固能力,防止試驗中首先發(fā)生錨固失效[10]。同一參數(shù)試件制作兩個,試件設計和錨固深度見表2。金屬限位拉結件抗拉試件設計如圖2所示。

圖1 金屬限位拉結件Fig.1 Metal limit connector

表1 拉結件實測力學指標Table 1 Average value of measured connectors

表2 拉結件錨固深度Table 2 Anchorage depth of connector

圖2 受拉試件設計圖Fig.2 Design drawing of tensile specimen

2.2 試驗裝置

試驗加載方式為荷載控制,加載速度為0.1 kN/s,當拉結件被完全拔出破壞時,停止加載,試驗裝置如圖3所示。在試件靠近四角各設置1個位移傳感器,以量測上下混凝土板的相對位移,位移測點布置如圖4(a)所示,應變測點布置如圖4(b)所示,其中應變測點S1、S2位于拉結件桿件中部位置。

圖3 試驗裝置Fig.3 The devices of test

圖4 測點布置圖Fig.4 Layout of measuring points

2.3 破壞過程分析

試件破壞后的局部破壞狀態(tài)如圖5所示。從圖中可以看到,開口端在拉力作用下發(fā)生錨固破壞,破壞部位混凝土呈椎體拔出。L6.5-250試件的總體破壞范圍比L5.0-200更大,但破壞面積均小于200 mm×200 mm,說明在實際工程中,限位拉結件的間距應大于200 mm以上是合理的,間距過小相鄰拉結件可能存在群錨破壞問題[11-12]。試件L6.5-250b發(fā)生了限位拉結件封閉端破壞,此時混凝土破壞范圍很大,不同于限位拉結件開口端的混凝土錐形破壞,此時發(fā)生的為斜截面受拉破壞,這是由于試件制作時錨固長度偏小及上下混凝土澆筑質(zhì)量不一致導致。

圖5 試件受拉局部破壞形態(tài)Fig.5 Tensile local failure patterns of the specimen

2.4 荷載-位移曲線分析

各試件荷載-平均豎向位移曲線如圖6所示,荷載-應變曲線如圖7所示。

圖6 拉結件荷載-位移曲線Fig.6 Load-displacement curves of the connectors

圖7 拉結件荷載-應變曲線Fig.7 Load-strain curves of the connectors

通過圖6、圖7可以看出,4個試件的荷載-位移曲線的形態(tài)不完全一致,但同一直徑的拉結件抗拉極限承載力總體接近。試件L5.0-200a表現(xiàn)為桿件受拉直至屈服,之后兩根桿件的錨固端與混凝土幾乎同步發(fā)生粘結滑移破壞。達到極限荷載時,拉結件的開口端波浪段逐漸被拉直,金屬與混凝土之間的粘結力不斷減小,桿件應變逐漸減小,荷載持續(xù)減小,最終發(fā)生金屬粘結滑移錨固破壞。試件L5.0-200b破壞形態(tài):一根桿件同L5.0-200a相似,發(fā)生了粘結滑移錨固破壞;另一根桿件發(fā)生斷裂破壞,既材料破壞,發(fā)生粘結滑移錨固破壞的桿件應變在荷載值達到最大后逐漸減小,而斷裂桿件的應變持續(xù)增大,直至發(fā)生斷裂。試件L6.5-250a發(fā)生了典型的混凝土錐形破壞,拉結件開口端的錨固段波浪形結構未發(fā)生明顯改變,錨固區(qū)域混凝土整體以錐形切面發(fā)生破壞,破壞后荷載迅速減小至零。拉結件桿件均未發(fā)生屈服,處于彈性階段,荷載-應變曲線的荷載值在達到峰值后按原軌跡迅速返回。試件L6.5-250b與其他試件不同,拉結件封閉端發(fā)生混凝土整體受拉破壞,這是由于拉結件錨固端承載力大于該處混凝土受拉承載力,破壞后拉結件整體外露,荷載突降為零。拉結件桿件未發(fā)生屈服,處于彈性階段,應變在荷載達到峰值后也突然減小接近為零。此種破壞情況在工程中應盡量避免。

2.5 承載力分析

對連接件產(chǎn)品,國內(nèi)和國外目前主要按分項系數(shù)法設計,即效應項為荷載分項系數(shù)γL乘以荷載效應標準值SLk,抗力項為連接件承載力標準值Rk除以承載力分項系數(shù)γR,控制效應項不應大于抗力項(γLSLk≤Rk/γR)。按安全系數(shù)法的概念,應為SLk≤Rk/K,相當于安全系數(shù)K=γLγR。 拉結件的設計承載力按歐洲規(guī)范[15]進行了荷載組合,其中永久荷載分項系數(shù)取1.35、可變荷載分項系數(shù)取1.5。 對承載力分項系數(shù),拉結件參考了歐洲規(guī)范混凝土中緊固件的設計要求,將混凝土破壞承載力作為緊固件的極限承載力,因此承載力分項系數(shù)同混凝土材料的分項系數(shù)一致,取1.5。 按安全系數(shù)法的概念,歐洲規(guī)范中拉結件的安全系數(shù)取值相當于2.0～2.3。

根據(jù)我國的設計規(guī)范,拉結件在墻板脫模起吊及運輸?shù)跹b階段的作用類似于吊件,根據(jù)《混凝土結構工程施工規(guī)范》(GB 50666—2011)規(guī)定[16],普通預埋吊件的安全系數(shù)取4;根據(jù)《混凝土結構設計規(guī)范》(GB 50010—2016)規(guī)定[13],吊環(huán)鋼筋考慮了全部分項系數(shù)的安全系數(shù)K=270/65≈4.15,因此拉結件的安全系數(shù)最小值取為K=4。

各試件承載力結果見表3。在文中安全系數(shù)的計算公式為Kt=Nu/Nd,其中Nu為試驗測得的極限承載力標準值。由于拉結件的設計承載力Nd=5.4 kN為設計值,由《建筑結構可靠性設計統(tǒng)一標準》(GB 50068—2018)可知[17],承載力的分項系數(shù)取1.3,因此設計承載力的標準值為Nkd=5.4/1.3=4.15 kN。

表3 拉結件受拉承載力Table 3 Bearing capacity of the connectors

從表3可以得出,安全系數(shù)Kt值在5.88～8,滿足國內(nèi)一般采用的安全系數(shù)最小值為4的要求。

2.6 變形分析

各試件的加載點施加荷載值和混凝土四角位移計測量得到的平均位移結果見表4。從表中可以看出,拉結件達到設計承載力Nd時,內(nèi)外層混凝土板的平均相對位移為0.4～2.4 mm,一般認為預制夾芯墻板之間的密封膠最大剪切變形為1英寸(即2.54 mm)[15],因此認為在正常使用情況下夾芯墻板處密封膠不會發(fā)生剪切破壞。

表4 拉結件承載力與對應變形量

拉結件達到極限承載力時的位移為4.2～17.7 mm,遠超過密封膠的最大剪切變形量,因此當充分發(fā)揮拉結件的承載能力時,產(chǎn)生的變形量將破壞密封膠的密封性能,為了防止此類情況的發(fā)生,保證拉結件在正常使用情況下的變形量控制在密封膠的最大剪切變形量以內(nèi),需要控制拉結件在正常使用情況下發(fā)揮的抗拉承載力遠小于承載能力極限狀態(tài)下的抗拉承載力[18-21]。

3 金屬限位拉結件模擬分析

3.1 有限元模型

金屬限位拉結件模擬采用的混凝土板均采用實體單元八結點線性六面體單元減縮積分C3D8R模擬,內(nèi)部鋼筋網(wǎng)片采用線性三維兩節(jié)點桁架T3D2模擬,限位拉結件采用兩結點空間線性梁單元B31模擬。模擬過程中下部混凝土塊的約束形式采用完全固定形式,模擬試驗情況,對上部混凝土施加拉力;鋼筋網(wǎng)片與混凝土之間通過內(nèi)置區(qū)域進行約束;限位別針拉結件與混凝土之間也通過內(nèi)置區(qū)域進行約束。有限元模型如圖8所示?；炷翆嶓w單元的網(wǎng)格尺寸設置為5 mm,鋼筋網(wǎng)片桁架單元結構網(wǎng)格尺寸設置為6 mm,限位拉結件單元網(wǎng)格尺寸設置為15 mm。拉結件L5.0-200、L6.5-250模擬后的位移云圖如圖9所示。通過位移云圖可以看出,拉結件與混凝土相接觸的部位由于受到拉結件傳遞的拉應力作用,導致該處混凝土局部受拉,L6.5-250的受拉區(qū)域較L5.0-200的大,這與試驗結果相一致。

圖8 有限元模型Fig.8 Finite element model

圖9 有限元模擬結果Fig.9 The finite element calculation results

3.2 模擬結果與分析

拉結件L5.0-200的荷載-位移曲線如圖10所示。從圖中可以看出,拉結件在經(jīng)過彈性階段后逐漸開始屈服。通過模擬結果可知,拉結件屈服時所對應的極限荷載為24.32 kN,該值與兩組試驗值相比,偏差均小于15%,可認為該模擬結果可靠。安全系數(shù)Ks=24.32/4.15=5.86,此值大于規(guī)范擬定的安全系數(shù)最小值4,滿足安全要求。

圖10 L5.0-200荷載-位移曲線Fig.10 L5.0-200 load displacement curve

拉結件L6.5-250荷載-位移曲線如圖11所示。

圖11 L6.5-250荷載-位移曲線Fig.11 L6.5-250 load displacement curve

從圖中可以看出,曲線形狀與L5.0-200相似,屈服時所對應的荷載極值為30.51 kN,模擬值與試驗值相比,偏差均小于15%,可認為該模擬結果可靠。安全系數(shù)Ks=30.51/4.15=7.35,此值顯著大于規(guī)范擬定的安全系數(shù)最小值4,滿足安全要求。

4 結 論

(1)在力學性能上,由于混凝土材料的不均勻性,該金屬限位拉結件的抗拉破壞形式不同,L5.0-200的最小抗拉承載力為24.4 kN,L6.5-250的最小抗拉承載力為29.3 kN。安全系數(shù)K均大于國內(nèi)規(guī)范擬定的最小值4,說明其抗拉性能可以滿足我國規(guī)范要求。

(2)在變形性能上,金屬限位拉結件達到設計承載力時,混凝土板的相對變形量均小于密封膠最大剪切變形,說明在正常使用情況下密封膠不會發(fā)生剪切破壞。

(3)由于拉結件的桿件為光圓的不銹鋼,且直徑較小,容易在穿過保溫層后發(fā)生彎曲的現(xiàn)象,施工時如無法保證拉結件垂直安裝,則建議不考慮該限位拉結件的抗壓性能,按承重拉結件和保溫板承受全部受壓來設計。