預制外掛墻板半剛性耗能連接節點力學性能研究*

廖 振, 梁書亭, 朱筱俊, 錢立義, 田鵬飛, 陶金鑫

(1 江蘇美城建筑規劃設計院有限公司南京分公司，南京 211189；2 東南大學土木工程學院，南京 211100；3 東南大學建筑設計研究院有限公司，南京 210096；4 蘇州筑岳建設發展有限公司，蘇州 215000)

0 引言

預制外掛墻板具有建筑立面效果好、質量可靠、綠色節能等優點,近年來逐漸得到了廣泛的應用[1-2]?！额A制混凝土外掛墻板應用技術標準》(JGJ/T 458—2018)[3]中將預制外掛墻板與主體結構的連接分為點線式連接與點支承式連接。點線式連接一般在墻板上部預留鋼筋,墻板下部設置限位連接件,在現場與主體結構進行后澆作業,該連接方式安全可靠,但會為主體結構附加剛度。種迅等[4]開展試驗研究分析了點線式支承方式對主體結構剛度與抗震性能的影響,結果表明采用點線式連接外掛墻板與主體結構會提高結構的剛度、承載力與耗能能力,隨墻板與梁端疊合面脫開,墻板對主體結構剛度的影響逐漸減小。在此基礎上,種迅等[5]采用金屬阻尼器取代底部限位連接件,形成新型減震外掛墻板體系(EDCP),結果表明,此體系變形性能良好,在2%層間位移角加載下幾乎沒有損傷,底部U形金屬阻尼器先于主體結構屈服,形成第一道抗震防線。Ioaanis N.等[6]采用鋼筋連接外掛墻板與主體結構,試驗結果表明,水平荷載下鋼筋的變形較大,捏縮效應顯著,外掛墻板損傷較小,但連接體系整體耗能能力較小。

點支承式連接可分為點支承平移式連接與點支承旋轉式連接,分別適用于小高寬比與大高寬比的兩類外掛墻板。此兩類節點通過允許墻板在地震作用下發生水平滑動或搖擺旋轉適應主體結構的變形,防止墻板脫落。肖明等[7]分析了點支承式連接節點的受力與變形機理,以罕遇地震不屈服的設計目標給出了地震作用動力放大系數,提出了相應的設計建議。王大偉等[8]開展振動臺試驗研究了外掛墻板及其連接節點的抗震性能,分析外掛墻板與主體結構間的動力響應,結果表明,設置長圓孔可實現節點的滑移,有效釋放了變形,應合理設計連接螺栓的扭矩實現外掛墻板小震彈性、中震開始滑移、大震防脫落的設計目標。

此外,在歐洲針對外掛墻板開展的“Safecladding”研究計劃中[9-10],相關學者還提出了多類耗能連接節點,用于外掛墻板間的連接。Liberato與Roberto等[11]提出摩擦型節點(SPAV)用于實現外掛墻板間的連接,并通過低周反復試驗研究了SPAV的受力機理,以及摩擦片種類、粗糙系數、加載速率等參數的影響。Bruno等[12-14]基于摩擦機理以及金屬耗能機理等,提出了螺栓摩擦節點(FBD)、W形折板節點(FPD)、菱形開縫節點(MSD)等節點,用于提高預制外掛墻板體系的抗震性能,應用上述節點的足尺結構試驗結果表明,在預制墻板與主體結構間以及預制墻板間應用耗能型連接裝置可以提高結構整體的耗能能力,并降低地震作用下的結構位移響應。

為提高預制外掛墻板結構的抗震性能,本文基于預制外掛墻板點支承式連接方式的變形特征,結合摩擦機理與金屬彎曲機理,提出一種預制外掛墻板半剛性耗能(semi-rigid energy dissipation connection node of precast cladding panel,SEDC)節點,實現預制外掛墻板與主體結構的半剛性連接,即在風荷載與小震作用下,墻板與主體結構保持剛性連接,在大震作用下墻板可發生水平滑移適應主體結構變形,同時彎曲單元與摩擦單元共同耗能,提高主體結構的抗震性能。本文通過試驗研究和數值模擬等研究方法,對SEDC受力性能進行研究,分析各設計參數的影響,為其工程應用奠定基礎。

1 SEDC構造形式及受力機理分析

1.1 SEDC節點構造形式

如圖1(a)所示,預制外掛墻板與主體結構采用點支承方式連接,上部兩個節點為面外限位節點,下部兩個節點為SEDC節點。面外限位節點的構造形式如圖1(b)所示,由L形等肢角鋼、螺栓、墊板以及內螺紋套筒組成,其中等肢角鋼上沿水平方向開設膠囊形圓孔,內螺紋套筒分別預埋在主體結構底面以及預制外掛墻板的上部。SEDC節點的構造形式如圖1(c)所示,SEDC節點由彎曲單元、摩擦單元、主體結構預埋件與墻板預埋件組成。彎曲單元由兩個U形鋼組成,其上下平直段上開設圓孔,以實現與主體預埋件及墻板預埋件的連接。摩擦單元由大、小摩擦板組成,小摩擦板上開設圓孔用于穿置高強螺栓,大摩擦板上開設膠囊形孔實現預制外掛墻板的滑動,大、小摩擦板上均開設有矩形槽,用于粘貼摩擦片,矩形槽的深度小于摩擦片的厚度,以使摩擦片與主體結構預埋件充分接觸。大摩擦板與墻板預埋件焊接,并在兩側焊接加勁肋增大水平剛度。小摩擦板與大磨擦板間設有墊板,以實現螺栓預緊力的均勻分布。主體預埋件埋設于結構樓板頂面,其底板上焊接有內螺紋套筒以實現與U形鋼連接,底板上均勻焊接錨固鋼筋避免發生錨固破壞。墻板預埋件上焊接有連接鋼板,連接鋼板靠近焊縫處開設圓形孔便于高強螺栓穿置,其另一側開設圓孔與U形鋼連接。

圖1 預制外掛墻板及SEDC節點構造

1.2 SEDC節點受力機理

本文所提出的SEDC節點的受力性能主要可分為兩個階段,如圖2所示。

圖2 SEDC節點受力機理

SEDC節點的承載力P可按式(1)計算:

P=Pu+Pf=Pu+μnfPc

(1)

式中:Pu為U形鋼的承載力;Pf為摩擦片的承載力;μ為摩擦系數;nf為摩擦面數量;Pc為預緊力。

當預制外掛墻板的水平反力小于SEDC節點摩擦片的承載力Pf時,SEDC節點無相對滑移,呈現剛性節點的受力特性;當預制外掛墻板的水平反力超過SEDC節點摩擦片的承載力Pf時,SEDC節點可沿水平方向發生滑移,摩擦單元與彎曲單元協同工作,SEDC節點呈現柔性耗能節點的受力特性,預制外掛墻板可發生水平滑動以適應主體結構的變形,并耗散能量提高結構的抗震性能。

2 SEDC節點試驗研究

2.1 試件設計

2.1.1 試件制作

以U形鋼厚度t,U形鋼高度h和預緊力Pc為研究參數,設計并制作了3組共9個SEDC試件,命名為SEDC-1～SEDC-9,3組試件分別進行單調加載、低周往復加載以及低周疲勞加載,以全面研究SEDC節點的受力機理、滯回特性與疲勞性能。各試件的彎曲單元(U形鋼)尺寸如圖3所示,U形鋼采用激光切割與冷彎結合的方法制作,圖中R為U形鋼半徑,l為U形鋼平直段長度。大摩擦板與小摩擦板的幾何尺寸如圖4、5所示,試件的摩擦片采用NAO(無石棉有機摩擦材料),彎曲單元與摩擦單元的關鍵參數見表1。

表1 試件詳細參數

圖3 U形鋼幾何尺寸

圖4 大摩擦板幾何尺寸

圖5 小摩擦板幾何尺寸

2.1.2 材料力學性能

本試驗鋼材采用Q235B級,按照《鋼及鋼產品力學性能試驗取樣位置及試樣制備》(GB/T 2975—2018)[15]的要求對同批次鋼板取樣3組,并按照《金屬材料 拉伸試驗 第1部分:室溫試驗方法》(GB/T 228.1—2010)[16]進行材料受拉性能測試,所得的鋼材力學性能見表2。

表2 鋼材力學性能

為確定NAO摩擦片摩擦系數,設計了三明治式摩擦裝置,如圖6所示,該裝置由內鋼板、摩擦板、端固板、NAO摩擦片和高強螺栓組成。采用萬能試驗機對其進行單調位移加載試驗,位移加載速率取0.5mm/s,初始預緊力取45kN,并采用力傳感器全程記錄預緊力變化情況,加載時下端固定,由上端作動器進行位移加載。

圖6 摩擦裝置圖

NAO摩擦片的摩擦系數按式(2)計算[17]:

μ=f/nfPc

(2)

式中:μ為摩擦系數;f為摩擦力。

NAO摩擦片的摩擦力與預緊力隨位移Δ變化曲線如圖7所示。由圖可知,試件的預緊力與摩擦力均呈現先增大后保持穩定的趨勢,按照式(2)進行計算,NAO的摩擦系數取值為0.26。

圖7 預緊力與摩擦力隨位移變化曲線

2.1.3 試驗加載裝置與加載制度

試驗加載裝置如圖8所示,采用1 000kN的液壓伺服作動器施加水平荷載,作動器的端部固定在反力墻上。試件安裝在加載梁與側向固定裝置之間,液壓伺服作動器僅能沿著滑軌的方向滑動,為了限制加載裝置的面外變形,加載梁側面設有面外限位裝置,同時在限位裝置與加載梁間涂抹黃油降低摩擦力。定義作動器向前推的方向為正向,作動器向后拉的方向為負向。

圖8 試驗加載裝置

試件加載以位移角θ控制,如圖2(b)所示,位移角θ按照式(3)計算:

θ=Δ/(2R+t)

(3)

式中Δ為加載位移。

單調加載制度的最大位移角為0.32;低周往復加載制度根據美國規范FEMA 461[18]確定,初始位移角θ0取0.0015,而后按照θi+1=1.4θi逐級加載,直至試件顯著破壞或承載力下降至峰值承載力的85%以下時停止加載,低周往復加載制度如圖9(a)所示;低周疲勞加載根據《建筑抗震設計規范》(GB 50011—2010)[19]確定,以0.234作為位移角幅值循環30次,低周疲勞加載制度如圖9(b)所示。試件加載過程中的速率取值為0.5mm/s。

圖9 加載制度

2.2 試驗結果及分析

2.2.1 單調加載試驗結果分析

(1)單調加載試驗現象

試件SEDC-1～SEDC-3均采用NAO摩擦片,在試驗中呈現出相似的現象,以試件SEDC-1為例進行說明,試驗現象見圖10。加載初期,荷載未超過試件SEDC-1的起始滑動荷載,試件SEDC-1保持靜止,U形鋼未出現變形;隨著水平荷載的增大,大摩擦板與小摩擦板產生相對滑動變形,U形鋼變形逐漸增大,加載至θ=0.085(位移11.5mm)時,NAO摩擦片滑動軌跡上留下較為清晰的白色軌跡;當加載至θ=0.2334(位移33.6mm)時,U形鋼整體呈現履帶式的變形模式,表面鐵屑剝落,NAO摩擦片在摩擦作用下表面粉末不斷剝落;當加載至θ=0.3267(位移47mm)時,U形鋼表面沒有裂縫出現,NAO摩擦片呈現顆粒狀損傷模式,在預緊力集中區域,NAO摩擦片的損傷更為顯著。

圖10 試件SEDC-1試驗現象

(2)荷載-位移曲線

試件SEDC-1～SEDC-3的荷載-位移(P-Δ)曲線如圖11所示。由圖可見,加載初期,試件的承載力近似呈垂直上升;繼續加載,U形鋼發生彈性變形,試件承載力增幅與位移增幅基本呈線性;隨著加載位移繼續增大,U形鋼屈服,試件的承載力緩緩上升后趨于穩定,試件整體呈現顯著的半剛性受力特性。在理想情況下,摩擦片的摩擦力保持穩定,同時,隨加載位移增大,U形鋼由彈性階段進入彈塑性及塑性階段,承載力逐漸增大而后趨于穩定,兩者疊加下試件的承載力逐漸增大而后保持穩定;而各試件的承載力較早進入穩定階段,原因在于各試件預緊力降低導致摩擦片摩擦力降低。

圖11 單調加載下的荷載-位移曲線

試件SEDC-1～SEDC-3荷載、位移特征值見表3。由表3可見,隨試件U形鋼厚度增大,試件的初始剛度、屈服荷載及極限荷載逐漸增大,屈服位移減小。由式(1)計算可得各試件的起始滑動荷載理論值Pft為23.40kN,各試件起始滑動荷載的試驗值與理論值吻合良好。

表3 試件SEDC-1～SEDC-3荷載、位移特征值

(3)應變分析

加載過程中試件SEDC-1的應變與位移的關系如圖12所示,測點G-1、G-2為圓弧段與平直段節點處應變測點,測點G-3為圓弧段最外側應變測點。由圖可知,測點G-1處的應變顯著高于測點G-2與測點G-3的應變,說明U形鋼圓弧過渡段的變形較大,而圓弧段變形較小。測點G-1的應變低于測點G-2,原因在于底板約束了下側U形鋼平直段的變形。

圖12 試件SEDC-1應變發展規律

(4)預緊力分析

試件SEDC-1～SEDC-3在加載過程中預緊力Pc的變化規律如圖13所示。由圖可見,各試件的初始預緊力均為45kN,加載前期,各試件的預緊力整體呈現先增大后降低的趨勢,前期預緊力上升的原因在于摩擦片與基礎頂面不平行,在加載初期存在擠壓效應,增大了預緊力Pc;而隨加載位移增大,試件的摩擦片逐漸出現損傷,同時螺母出現松動,導致預緊力逐漸降低。加載結束時,試件SEDC-1～SEDC-3的預緊力降低幅度分別為18.71%、3.24%、14.31%,說明單調加載過程中,試件的預緊力能夠保持穩定。

圖13 預緊力變化規律

2.2.2 低周往復加載試驗結果分析

(1)低周往復加載試驗現象

試件SEDC-4～SEDC-8在低周往復荷載作用下呈現相似的現象,加載初期,試件保持靜止,繼續加載,大摩擦板開始滑動,當加載至θ=0.119(位移17.14mm)時,NAO摩擦片在其接觸面上出現白色軌跡,U形鋼表面氧化層脫落;當加載至θ=0.167(位移24.05mm)時,U形鋼的履帶式變形較為顯著,NAO摩擦片出現顆粒狀碎屑,摩擦片損傷逐漸累積;當加載至θ=0.327時,左側U形鋼平直段顯著抬升,而右側U形鋼平直段與底板緊貼,U形鋼呈現顯著的履帶式變形特征。加載結束后,U形鋼表面未出現裂紋,NAO摩擦片呈現顆粒狀損傷模式。試件SEDC-8在低周往復加載過程中的現象如圖14所示。

圖14 試件SEDC-8在低周往復加載過程中的現象

(2)滯回曲線

試件SEDC-4～SEDC-8的滯回曲線如圖15所示。由圖可見,各試件的滯回曲線較為相似,介于梭形與平行四邊形之間。在正向加載與負向加載過程中,滯回曲線基本對稱。當加載位移較小時,U形鋼處于彈性階段,滯回曲線近似呈線性發展,加載曲線與卸載曲線基本吻合,殘余變形較小;隨著加載位移的增大,U形鋼逐漸屈服,試件承載力緩緩增加并逐漸趨于穩定,隨著加載繼續增大,NAO摩擦片損傷增大,摩擦系數減小,且高強螺栓螺母松動導致預緊力減小,試件承載力緩緩降低。各試件的滯回曲線均較為飽滿,加載過程中U形鋼與摩擦片呈現出較為良好的協同工作性能。

圖15 低周往復加載下的試件滯回曲線

(3)骨架曲線

試件SEDC-4～SEDC-8的骨架曲線如圖16所示。由圖可見,試件的骨架曲線呈現顯著的半剛性受力特性。加載前期,試件的承載力近似呈垂直增大,繼續加載,試件開始滑動,此時U形鋼處于彈性階段,NAO摩擦片基本沒有損傷,試件的承載力上升較快;而后U形鋼屈服進入彈塑性階段,試件的承載力緩緩增大至峰值并趨于穩定;繼續加載,摩擦片的損傷逐漸累積,摩擦系數減小,同時螺母松動導致預緊力逐漸損失,試件的承載力略微下降。

圖16 低周往復加載下的試件骨架曲線

試件SEDC-4～SEDC-8的荷載、位移特征值見表4。由表可見,隨著預緊力的增大,試件的起始滑動荷載P0、屈服荷載Py、峰值荷載Pm、極限荷載Pu增大,屈服位移Δy基本不變;隨著U形鋼厚度的增大,試件起始滑動荷載P0、屈服荷載Py、峰值荷載Pm、極限荷載Pu增大,屈服位移Δy減小。

表4 試件SEDC-4～SEDC-8的荷載、位移特征值

(4)剛度退化

以試件的割線剛度Ki衡量試件的剛度退化情況,按照式(4)計算:

(4)

試件SEDC-4～SEDC-8剛度退化如圖17所示。由圖可見,加載初期,試件剛度退化速度較快,隨著加載位移增大,U形鋼逐漸屈服,NAO摩擦片損傷逐漸累積,試件剛度退化速度逐漸降低并逐漸趨于穩定。試件在加載過程中的剛度退化較為穩定,沒有出現剛度突變現象,U形鋼與NAO摩擦片整體呈現較為良好的協同工作性能。

圖17 試件SEDC-4～SEDC-8剛度退化曲線

(5)耗能能力

試件滯回環面積(Ed)和等效黏滯阻尼系數(he)常被用來衡量試件或結構在地震作用下的耗能能力,其中等效黏滯阻尼系數按照式(5)計算:

(5)

式中:Ed為試件滯回曲線的面積;SΔOBE和SΔODF為分別對應于正向與負向上的最大承載力與最大水平位移圍成的三角形面積,如圖18所示。

圖18 等效黏滯阻尼系數he

試件SEDC-4～SEDC-8的耗能能力如圖19(a)所示。由圖可見,在彈性階段,U形鋼處于彈性階段,僅依靠摩擦單元耗能,試件的耗能較小;隨加載位移增大,U形鋼進入彈塑性階段,耗能顯著增大。在加載結束時,試件的彎曲單元與摩擦單元均未破壞,耗能仍具有穩定的上升空間。隨摩擦單元預緊力的提高以及彎曲單元U形鋼厚度的增大,節點的耗能逐漸增大。

圖19 試件SEDC-4～SEDC-8的耗能能力

試件SEDC-4～SEDC-8等效黏滯阻尼系數如圖19(b)所示。由圖可見,加載位移較小時,摩擦單元的耗能能力較為穩定,耗能與理想耗能的比值較高,等效黏滯阻尼系數前期提升較快;隨著加載位移的增大,U形鋼的耗能占比提高,等效黏滯阻尼系數上升的速度降低,最大值在0.5～0.6之間,體現了優越的耗能能力。

(6)延性

延性系數μ按照式(6)計算[20]:

μ=Δu/Δy

(6)

式中:μ為延性系數;Δu與Δy分別為試件極限位移與屈服位移。

按照式(5)計算的試件延性系數見表4。由表可見,各試件的延性系數均大于8,表明該節點具有良好的變形能力,在地震作用下能夠協調預制外掛墻板與主體結構的相對變形,防止預制外掛墻板脫落。隨U形鋼厚度增大,試件屈服位移降低,而極限位移保持穩定,延性系數降低。隨預緊力增大,試件屈服位移與極限位移均保持穩定,因此延性系數保持不變。

(7)應變分析

試件SEDC-5、SEDC-7加載過程中U形鋼關鍵測點的應變如圖20所示。由圖可見,各測點的應變隨位移增大逐漸增加,測點G-1、G-2處的應變顯著高于測點G-3處的應變,說明U形鋼圓弧過渡段的變形顯著高于其圓弧段;測點G-1的應變低于測點G-2,原因在于底板約束了下側U形鋼平直段的變形。

圖20 試件SEDC-5、SEDC-7應變-位移曲線

(8)預緊力分析

試件SEDC-5、SEDC-7、SEDC-8加載過程中的預緊力如圖21所示,其初始預緊力均為45kN,加載過程中預緊力的峰值見表5。由圖21、表5可知,加載初期由于試件與加載裝置存在加工誤差,以及加載裝置間存在擠壓效應,試件的預緊力變化較為顯著。隨著加載位移繼續增大,NAO摩擦片損傷逐漸累積,摩擦系數略微降低,同時加載過程中螺母逐漸松動導致試件預緊力損失。各試件的預緊力變化范圍均在初始預緊力的20%以內,能夠保持穩定。在工程應用中,可考慮采用多個螺栓施加預緊力以降低預緊力損失。

表5 試件預緊力變化情況

圖21 預緊力-位移曲線

2.2.3 低周疲勞試驗結果分析

(1)低周疲勞試驗現象

低周疲勞加載過程中的試驗現象與低周往復加載現象基本一致。隨加載位移的增大,U形鋼由彈性進入彈塑性階段,呈現履帶式變形,殘余變形逐漸增大,但表面未出現裂紋;NAO摩擦片在加載過程中損傷逐漸累積,摩擦片碎屑不斷脫落,呈現顆粒狀損傷。試件SEDC-9低周疲勞加載過程中的現象及破壞模式如圖22所示。

圖22 低周疲勞試驗現象

低周疲勞加載結束后,小摩擦板的損傷更為顯著,原因在于其摩擦接觸面較小,軸向應力較大。大摩擦板的摩擦片接觸面較大,損傷程度整體較低,但由于預緊力的不均勻分布,其一側NAO摩擦片斷裂為三段。

(2)低周疲勞荷載-位移曲線

試件SEDC-9在低周疲勞荷載作用下的荷載-位移曲線如圖23所示。由圖可見,隨循環加載次數增大,試件的承載力逐漸降低。加載至第1圈時,試件的正向與負向峰值承載力分別為53.47kN與45.16kN,當加載至第30圈時,試件SEDC-9正向峰值承載力較初始值降低了16.81kN,下降幅度為33.31%,負向峰值承載力較初始值降低了11.44kN,下降幅度為25.33%,試件SEDC-9在低周疲勞荷載作用下的承載力下降幅度顯著,原因在于NAO摩擦片摩擦損傷較大,且部分摩擦片斷裂。應采用增大摩擦片接觸面以及增加螺母數量等措施,降低摩擦片、預緊力的損失,提高試件低周疲勞性能。

圖23 試件SEDC-9的荷載-位移曲線

3 數值分析

本文采用ABAQUS建立SEDC的數值模型,基于試驗結果驗證建模方法的準確性,在此基礎上分析彎曲單元與摩擦單元設計參數對SEDC受力性能的影響,為SEDC的應用提供參考。

3.1 數值模擬驗證

3.1.1 數值模擬模型建立

(1)鋼材本構關系

鋼材采用Q235B鋼,采用雙折線強化材料本構模型,材料具體參數根據前述材性試驗確定,高強螺栓在加載過程中未出現顯著的變形,因此采用彈性本構模型。

(2)單元選取及接觸設置

SEDC數值模型中的鋼板及螺栓均采用八節點六面體線性減縮積分(C3D8R)單元,由于NAO摩擦片在加載過程中的軸向變形較小,通過模型收斂性分析,將NAO-鋼接觸面簡化為鋼-鋼接觸面,其法向采用硬接觸,切向采用罰函數,摩擦系數取0.26。高強螺栓與鋼板孔壁間采用硬接觸,高強螺栓的預緊力通過螺栓荷載施加。將加勁肋及摩擦板與墻板預埋件合并為整體以模擬焊接連接,數值模型的單元尺寸取值為5mm。采用上述建模方法建立的數值分析模型如圖24所示。

圖24 SEDC數值分析模型

(3)邊界條件與加載方式

根據SEDC試件的約束條件,約束數值模型主體結構預埋件6個方向的自由度以模擬固定支座,墻板預埋件僅保留加載方向(X向)的平動自由度,其余方向自由度均進行約束。SEDC數值模型分兩步加載,第一步施加螺栓的預緊力以及模型的邊界條件,第二步進行水平位移加載。數值模型的加載制度與試驗的加載制度保持一致。

3.1.2 數值結果驗證

(1)單調加載工況

采用上述建模方法,建立了試件SEDC-1的數值分析模型,數值模擬結果與試驗結果如圖25所示,關鍵參數對比見表6。由圖25、表6可見,數值模擬與試驗結果的荷載-位移曲線呈現相似的發展規律,其數值模擬與試驗結果的起始滑動荷載Pf與極限荷載Pu的平均相對誤差分別為7.85%與4.09%,單調加載工況下數值模擬結果與試驗結果吻合良好。

表6 單調荷載數值模擬結果與試驗結果對比

圖25 數值模擬結果與試驗結果對比

(2)低周往復加載工況

采用上述建模方法,建立了試件SEDC-5與試件SEDC-6的數值分析模型,低周往復荷載作用下數值模擬結果與試驗結果滯回曲線對比如圖26所示。由圖可見,數值模擬結果的滯回曲線與試驗滯回曲線吻合良好。數值模擬結果剛度及承載力均略高于試驗結果,原因在于數值模型未考慮加載裝置間的誤差,以及材料力學性能的不均勻等因素。

圖26 試件SEDC-5、SEDC-6滯回曲線對比

3.2 參數分析

基于上述建模方法,設計并建立了12組數值分析模型,分析U形鋼平直段長度L、U形鋼寬度B、預緊力等參數對SEDC受力性能的影響。各數值分析模型的關鍵參數見表7,其中Basic試件為基礎對比試件,其設計參數與試件SEDC-2相同。

表7 分析參數

不同參數分析試件數值模型的計算結果如圖27所示,其荷載、位移特征值見表8。由圖27、表8可見,(a)所示,隨預緊力增大,試件彈性剛度、起始滑動荷載、屈服荷載、極限荷載顯著增大,屈服位移基本保持不變。隨U形鋼平直段長度增大,試件彈性剛度、屈服荷載、極限荷載逐漸降低,屈服位移減小。隨U形鋼寬度增大,試件彈性剛度、屈服荷載、極限荷載逐漸增大,屈服位移逐漸降低。對比各設計參數,U形鋼寬度以及預緊力對SEDC的影響較為顯著,可通過合理控制其設計值以滿足不同預制墻板的設計需求。

表8 各試件荷載、位移特征值

圖27 不同參數分析試件的荷載-位移曲線

4 SEDC設計方法研究

根據《預制混凝土外掛墻板應用技術標準》(JGJ/T 458—2018)[3],預制外掛墻板的受力如圖28所示。

圖28 預制外掛墻板受力簡圖

在重力荷載G作用下,預制外掛墻板的節點反力計算示意圖如圖29所示,其面內豎向節點反力Rvn與Rvp可按照式(7)計算:

圖29 重力荷載及豎向地震作用下預制外掛墻板計算簡圖

Rvn=Rvp=G/2

(7)

其面外節點反力Hvn、Hvp、Hvm與Hvq可按照式(8)計算:

(8)

式中:ey為偏心距;h1為預制外掛墻板重心至SEDC節點的豎向間距;h2為預制外掛墻板重心至上部節點的豎向間距。

預制墻板的水平地震力FEK按照式(9)計算[3]:

FEK=βEαmaxG

(9)

式中:βE為地震作用動力放大系數;αmax為水平地震影響系數最大值;G為墻板重力荷載設計值。

在水平地震作用下,預制外掛墻板的節點反力計算示意圖如圖30所示。其面內水平節點反力Hhn與Hhp可按照式(10)計算:

圖30 水平地震作用下預制外掛墻板計算簡圖

Hhn=Hhp=FEK/2

(10)

其面內豎向節點反力Rvnh與Rvph可按照式(11)計算:

Rvnh=Rvph=FEKh1/2b1

(11)

式中b1為預制外掛墻板重心至SEDC節點的水平間距。

其面外水平節點反力Hhn、Hhp、Hhm及Hhq可按式(12)、(13)計算:

(12)

(13)

預制外掛墻板的風荷載W按照式(14)計算:

W=βzμsμzω0

(14)

式中:βz為風振系數;μs為風荷載體型系數;μz為風壓高度變化系數;ω0為基本風壓。

在風荷載作用下,預制外掛墻板的節點反力計算簡圖如圖31所示。其面外水平節點反力Hhnw、Hhpw、Hhmw及Hhqw可按照式(15)、(16)計算:

(15)

圖31 風荷載作用下預制外掛墻板計算簡圖

(16)

在豎向地震力FVK作用下,預制外掛墻板的節點反力計算示意圖如圖29所示,預制外掛墻板的豎向地震力FVK按照式(17)計算:

FVK=0.65FEK

(17)

在豎向地震作用下節點豎向反力RvnK與RvpK可按式(18)計算:

RvnK=RvpK=FVK/2

(18)

其面外節點反力Hvn、Hvp、Hvm與Hvq可按照式(19)計算:

(19)

在正常使用階段,SEDC節點在風荷載與重力荷載作用下的最大水平力Hwg可按式(20)計算:

(20)

在此階段預制外掛墻板與主體結構應保持剛性連接,則SEDC節點的起始滑動荷載Pf應滿足式(21):

Pf≥Hwg

(21)

在地震作用下,預制外掛墻板與主體結構由剛性連接轉化為柔性耗能連接,則SEDC節點起始滑動荷載Pf應滿足式(22):

(22)

式中n為SEDC的數量。

因此,為實現預制外掛墻板與主體結構正常使用階段的剛性連接以及地震作用下的柔性連接,SEDC節點的預緊力Pf應滿足:

(23)

5 結論

(1)SEDC具有顯著的半剛性受力特征,其受力可分為靜摩擦階段與滑動摩擦階段,兩階段的臨界荷載通過預緊力與摩擦板摩擦系數控制。在單調加載與低周往復加載過程中,各SEDC的U形鋼均呈現履帶式的變形特征,NAO摩擦片呈現顆粒狀損傷模式。

(2)SEDC的金屬彎曲耗能元件與摩擦耗能元件具有良好的協同工作能力,其滯回曲線飽滿,承載性能穩定,變形性能與耗能能力優越。隨著U形鋼厚度的增大,SEDC的承載力與耗能能力提高,屈服位移減小;隨著預緊力的增大,SEDC的承載力與耗能能力提高,起始滑動荷載增大。

(3)SEDC數值模擬結果與試驗結果吻合良好。數值模擬結果表明隨U形鋼寬度增大,SEDC的承載力與剛度增大,而屈服位移基本不變;隨著U形鋼平直段長度增大,SEDC的承載力與剛度降低,而屈服位移提高。

(4)基于預制外掛墻板點支承連接方式的變形特征及其在各工況下的節點反力,并結合SEDC的半剛性受力特性,提出了基于SEDC的預制墻板與主體結構的協調設計方法。