輕鋼龍骨防火外墻與鋼框架連接的抗側性能研究*

鄒旭巖, 李 可

(1 鄭州工程技術學院土木工程學院，鄭州 450044；2 鄭州大學土木工程學院，鄭州 450001)

0 引言

裝配式建筑自20世紀初被提出并投入實際應用以來,鑒于其優(yōu)良的環(huán)境效益和經(jīng)濟效益,在世界范圍被迅速推廣[1-5]。輕鋼龍骨復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,成為當前裝配式鋼結構墻體的一種主要形式。若要使墻體與建筑主體結構協(xié)同工作,鋼框架和圍護墻體的連接性能必須可靠,故眾多學者對輕鋼龍骨墻體與框架的連接性能進行了大量研究。Heimbs等[6]對不同形式的L型角鋼連接節(jié)點及螺栓連接節(jié)點進行了試驗研究。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)點的破壞主要是連接面的剝離引起的。侯和濤等[7]通過低周往復試驗研究了相關因素對帶節(jié)能復合墻板的鋼框架體系的抗震性能的影響,探明了帶復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構抗震性能的主要因素。楊萍等[8-9]設計了一種輕鋼龍骨內(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進行試驗,結果表明,該種連接方式能夠滿足相關規(guī)范要求,而豎龍骨先于U型連接件破壞。陰亮[10]對采用竹膠板蒙皮的Web輕鋼龍骨體系墻體進行了推覆試驗及低周往復試驗,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承載力的結論和規(guī)律。

盡管國內(nèi)許多專家學者對預制裝配式輕鋼龍骨體系進行了研究,但仍很有限,且墻板性能仍難以滿足裝配式結構的多樣化需求,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結構的優(yōu)點,而且防火性能好。本文對輕鋼龍骨防火外墻與鋼框架連接的抗側性能進行試驗研究和有限元模擬分析,為該新型墻體的推廣應用提供理論基礎和技術支持,具有重要的研究價值和應用前景。

1 輕鋼龍骨防火外墻推覆試驗概述

1.1 試驗設計

試驗設計兩塊墻板,QB1為L型角鐵連接,QB2為異型角鐵連接。鑒于實際工程中焊接質(zhì)量難以保證,本試驗采用自攻螺釘?shù)倪B接方式,對不同連接件時墻體與鋼框架連接的抗側性能進行研究。本文設計兩種連接方式:QB1墻板上下端與框架梁采用通長L型角鐵通過自攻螺釘連接(圖1);QB2墻板上下端與框架梁采用2個異型角鐵連接件通過自攻螺釘連接(圖2)。墻板結構及尺寸如圖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。設計了單榀彈簧鉸接框架推覆設備,如圖4所示。即框架柱與上梁為平面內(nèi)鉸接(無平面內(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?？蚣苤翱蚣芰翰捎肣235碳素鋼,截面為□150×150×8×8,框架層高為3200mm。材性試驗結果如表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 加載裝置及測量方案

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

1.2 試驗結果

先對空框架加載,當梁頂位移加載至112.59mm時,水平荷載為802.3N,加載過程中荷載-位移曲線始終呈彈性狀態(tài),無明顯現(xiàn)象。

試件QB1加載前期墻板及連接件無明顯現(xiàn)象,在加載至梁頂位移為8.11mm和11.17mm時,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,墻板及連接部分仍然完好,如圖5(a)所示,此時水平荷載達到1141.3N。梁頂位移為19.15mm時,可發(fā)現(xiàn)上下受拉側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。當加載至梁頂位移63.64mm時,受拉側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,此時梁頂位移達到69.96mm,水平荷載達到3909.8N,試驗結束。

圖5 QB1試件破壞過程圖

試件QB2加載前期受力均勻,試件無明顯現(xiàn)象。當梁頂位移達到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。在梁頂側移加載到12.78mm時(接近規(guī)范[11]規(guī)定的彈性層間位移限值L/250=13.2mm),墻板仍基本豎直無傾斜,如圖6(b)所示,此時荷載達到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大,受拉區(qū)上、下橫向龍骨發(fā)生明顯變形,受壓側上下龍骨有明顯內(nèi)陷,但連接依然可靠;直到受拉側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,荷載達到峰值3480.4N,梁頂位移為38.47mm。當梁頂位移加載至51.56mm時,伴隨螺釘拔出聲,受拉墻板外側邊緣與連接件連接的螺釘被完全拔出,見圖6(c),此時水平荷載降至2836.3N,鑒于試驗安全考慮,停止加載。

圖6 QB2試件破壞過程圖

綜上所述,兩個試件在整個加載過程中,在達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)。當墻板與連接件之間最外側(受拉拔力最大位置)的自攻螺釘發(fā)出尖銳聲響被拔出時,試件荷載達到極值;然后隨著自攻螺釘拔出位移的增加,荷載逐漸下降;當受力最大側螺釘被完全拔出時,此時連接已經(jīng)破壞嚴重,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體單元,單元類型為C3D8R。

圖7 有限元幾何模型

(2)本構關系

Q235、Q355碳素鋼、冷彎薄壁型鋼本構關系采用雙線性模型。將酚醛防火板簡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,構成輕鋼龍骨框架。酚醛防火板與框架同樣定義Tie約束。對試件幾何模型進行切割,定出自攻螺釘位置,之后進行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置為法向硬接觸,切向摩擦。兩側鋼柱頂部與上梁通過MPC單元鉸接。由試驗結果并未發(fā)現(xiàn)下梁移動;所以建模時不考慮該梁,僅將兩側鋼柱底部通過彈簧單元固定于地面,且與基礎梁固接的下梁亦固定于地面。

2.2 有限元計算結果分析

以QB1為例,有限元模擬與試驗過程對比分析如下:當加載至梁頂位移14.6mm時,計算水平荷載為1117N,與試驗中水平荷載1141.3N基本一致。此時,墻板頂部加載端橫向輕鋼龍骨因應力集中出現(xiàn)個別單元屈服,最大應力為293.7MPa。繼續(xù)加載,當位移達到接近試驗極限荷載對應水平位移63.64mm時,計算水平荷載為4319.7N(與試驗極限荷載4327.9N接近);計算得到橫向輕鋼龍骨最大單元應力為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,計算不再收斂,終止計算。因此,將311MPa定義為L型角鐵與橫向輕鋼龍骨間的自攻螺釘被拔出時對應的橫向輕鋼龍骨的應力值。即認為當橫向輕鋼龍骨的應力達到311MPa時,自攻螺釘連接失效,此時的荷載值被認為是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對應的橫向輕鋼龍骨的應力值,此時荷載值定義為QB2試件的極限荷載。

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

表2 兩種連接下的試驗值與模擬值對比

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結果對比如圖8、圖9所示。由圖可以看出,有限元模擬結果與試驗結果吻合良好,驗證了本文采用的有限元模型的有效性。

圖8 外框架的荷載-位移曲線對比

圖9 試件的荷載-位移曲線對比

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,設計如表3所示擴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。異型角鐵連接時考慮以下三個影響因素:連接件個數(shù)、龍骨布置方式、龍骨間距。L型角鐵連接時考慮以下三個影響因素:龍骨布置方式、龍骨間距、連接件與鋼梁連接時所用自攻螺釘個數(shù)。

表3 平面內(nèi)受力性能分析方案

3 輕鋼龍骨預制防火外墻平面內(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算結果(包括水平極限承載力及其對應的位移和應力值)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應的各部件應力值亦低于L型角鐵連接試件的應力值。但L型角鐵連接試件的水平極限承載力對應水平位移均顯著大于異型角鐵連接試件。上述結果表明:對于輕鋼龍骨預制防火外墻,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剛度。

表4 各試件極限承載力、位移及對應部件應力值

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,當豎向輕鋼龍骨間距由300mm降低至240mm、由240mm降低至200mm時,墻體連接的水平極限承載力分別提高5.51%、8.15%。說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系曲線

(2)異型角鐵連接件個數(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。當連接件由兩個增加到3個時,墻體連接的水平極限承載力提高幅度為1.17%,而由3個增加到4個時,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:當單側連接件由兩個增加到3個時,增加的一個連接件位于橫向龍骨中間,受力較小。而當連接件由兩個增加到4個時,增加的兩個連接件位于橫向龍骨靠邊側位置,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應各構件應力值基本相同。這表明改變豎向龍骨布置方式對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系曲線

(2)連接自攻螺釘個數(shù)影響分析

由表4中SLB組數(shù)據(jù)以及圖11(b)可知,當螺釘由3個增加到4個時,墻體連接的承載力提高幅度為2.44%;而由4個增加到5個時,墻體連接的承載力提高幅度僅為0.63%。說明增加螺釘個數(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數(shù)增加呈下降趨勢。

(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應各部件應力值基本相同。這說明輕鋼龍骨布置方式對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

將上述試件計算分析所得水平極限承載力對應的梁頂位移列于表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組試件結果可知,其他條件相同時,減小豎向輕鋼龍骨間距,能明顯提高墻體及連接的抗側剛度。但當豎向輕鋼龍骨間距由240mm降低至200mm時,對墻體及連接的抗側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數(shù)

由圖12(b)中SYB組試件結果知,當異型角鐵連接件個數(shù)由2個增加到3個時,試件SYB-1、SYB-2荷載-位移曲線基本重合,對墻體及連接的抗側剛度提高效果可忽略不計;而當異型角鐵連接件由3個增加到4個時,試件SYB-3荷載-位移曲線斜率明顯大于其他試件,墻體與連接抗側剛度顯著增加。說明其他條件相同時,改變異型角鐵連接件個數(shù),能提高墻體及連接的抗側剛度,但需合理安排連接件位置(盡量靠近邊側),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

對比試件SLA-2、SLC-1結果可知,二者荷載-位移曲線基本重合;說明改變輕鋼龍骨布置方式對墻體及連接的抗側剛度基本無影響。

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組試件結果可知,其他條件不變時,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。說明減小豎向輕鋼龍骨間距可增加墻體及連接的抗側剛度,但影響較小。

(2)改變L型角鐵與鋼梁連接自攻螺釘個數(shù)

由圖13(b)SLB組試件結果可知,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,即當自攻螺釘由3個增加到4個時,對墻體及連接的抗側剛度的提升效果大于由4個增加至5個。說明其他條件相同時,增加自攻螺釘個數(shù),對墻體及連接的抗側剛度提高很小。

(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,說明改變輕鋼龍骨布置方式對墻體及連接的抗側剛度基本無影響。

4 結論

通過輕鋼龍骨防火外墻的推覆試驗和有限元模擬分析,對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性能的影響及其規(guī)律進行了研究,得出如下結論:

(1)對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剛度。

(2)對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,效果更加明顯。對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)對于異型角鐵連接的試件,當單側連接件個數(shù)由兩個增加到3個時,墻體連接的水平極限承載力及平面內(nèi)剛度基本不變,而單側連接件個數(shù)由3個增加到4個時,墻體連接的水平極限承載力及平面內(nèi)剛度顯著提高。對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,且自攻螺釘個數(shù)由3個增加到4個時提升效果要優(yōu)于由4個增加到5個。

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