裝配式鋼結構配套外掛墻板連接節點受力性能分析★

劉 勇，魏珍中，劉佳敏，萬 佳，焦晉峰

(1.山東電力工程咨詢院有限公司，山東 濟南 250013; 2.太原理工大學土木工程學院，山西 太原 030024)

1 概述

我國原有的建設模式面臨嚴峻挑戰[1],推廣裝配式建筑已成為建筑行業發展重點。新型外掛墻板因裝配率高、免裝修等優勢被廣泛作為外部圍護結構，對建筑起著保溫、防火等功能，對工程質量具有重要影響，近年來已廣泛應用于電力行業。外觀墻板通過節點與建筑相連，為保證墻板在地震作用下的正常使用，節點的安全性研究尤為重要。對于帶有外掛墻板的結構在地震作用下的安全性能，大量學者運用不同手段，并從不同角度進行了研究。肖成凱[2]認為裝配式鋼框架與外掛墻板連接節點的設計決定了外掛墻板的抗震性能，且有限元軟件分析對節點數值模擬可作為進一步研究的參考。袁維光[3-4]研究裝配式鋼結構住宅L型節點變形性能和墻板的破壞形態，通過實驗表明，連接節點角鋼厚度越小，變形能力越大，墻板損傷小，位移角2%之后，節點能夠使外圍護墻板適應較大的結構變形。隋偉寧[5]通過實驗，研究摩擦板開孔形式、螺栓預緊力對摩擦耗能新型連接節點力學性能的影響，驗證鋁摩擦板采用單圓孔形式連接節點穩定性最好，螺栓預緊力增加使節點的臨界摩擦力增加，節點處相對滑移減小。Paolo Negro[6]以三層預制混凝土建筑為研究對象，通過實驗研究混凝土框架結構各構件連接節點的抗震性能。侯和濤[7]設計了墻板與鋼框架梁連接方式和柱連接方式兩榀足尺模型，并對其進行了水平循環加載試驗，研究表明，相比梁連接方式，采用柱連接方式可提高結構的極限承載力，且柱連接更利于提高鋼框架的抗側剛度。Matteis G D[8]從抗震設計的角度，對帶復合墻板的鋼框架進行了研究，實驗結果表明，外掛墻板的存在可以增大結構的抗震性。Aref A J[9]通過數值模擬和實驗表明，鋼框架結構使用復合填充板時，可提高鋼框架結構的剛度、強度以及耗能能力。GB 50017—2017鋼結構設計規范[10]提到各構件之間的連接應符合以下要求：構件節點的破壞，不應先于其連接的構件；裝配式結構構件的連接，應能保證結構的整體性。綜上所述，外掛墻板與鋼結構連接節點受力性能至關重要，不同的連接節點形式安全性及對結構整體的影響程度不同，但目前研究對象大多為住宅樓，對變電站裝置樓的研究較少；在地震作用下外掛墻板節點的力學性能研究不夠全面，節點對帶有外掛墻板的鋼框架結構動力特性的影響研究較少。

本文以設置新型外掛墻板的鋼框架變電站裝置樓進行分析，利用ABAQUS有限元軟件，對現有工程連接節點的結構進行分析，并提出新型連接節點與之進行對比，分析兩種節點在地震作用下的應力、應變以及位移，對比兩種節點做法對結構動力特性的影響。對設有外掛墻板的鋼框架結構的節點安全性，以及類似節點設計提出參考與依據。

2 工程概況及節點做法

2.1 工程概況

本文以山東某110 kV單層鋼結構變電站裝置樓為工程背景，該裝置樓采用模塊化外掛墻板作為外部圍護結構。外墻板正反兩面用高密度水泥纖維板，中間夾層填充防火材料，結成雙面一體的模塊墻板。方鋼管作為骨架，墻板安裝在外墻板骨架內，本工程模塊化外掛墻板厚度取135 mm，墻板安裝示意圖見圖1。結構尺寸為30 m×10 m，高度5 m，縱向共五跨，每跨6 m，橫向長度為10 m并設置抗風柱，屋面排水坡度為5%。

2.2 節點做法

該工程采用節點板作為連接節點，節點板采用Q235鋼材，尺寸為50 mm×20 mm×3 mm。每根柱上下各焊接兩塊連接節點板，方鋼管作為墻板的骨架，方鋼管與節點板焊接連接，通過連接節點板使墻板骨架掛在建筑物外側，現有工程節點現場圖見圖2，節點做法示意圖見圖3。

對現有節點進行改進，節點在柱上的布置位置不改變，改變節點形式。新型節點由底板與鋼板兩部分組成，底板與柱翼緣通過螺栓連接，底板焊接兩塊鋼板，鋼板間距為方鋼管寬度，形成可以夾住方鋼管的類U形槽，新型節點做法見圖4。節點在工廠焊接組裝，現場用螺栓安裝在柱翼緣，方鋼管卡在兩塊鋼板之間，現場焊接兩塊鋼板與方鋼管。與現有工程節點形式相比，節點與方鋼管接觸面積增大，節點與柱通過螺栓連接，只需焊接節點板與方鋼管一側，提高裝配率，加快現場施工速度。

3 有限元模型

新型節點做法的模型為加快計算收斂的速度，忽略螺栓，節點直接與工字型柱連接。本文研究重點為連接節點，墻板不是主要研究對象，故將模塊板簡化為一整塊板。根據是否設置外掛墻板以及墻板是否開洞，每種節點做法各建立四個不同的模型，現有工程節點做法的模型編號為Ⅰ-M1～Ⅰ-M4，新型節點做法的模型編號為Ⅱ-M1～Ⅱ-M4，模型主要信息見表1，模型各構件參數見表2。

表1 模型信息 mm

表2 模型構件截面尺寸

3.1 單元類型及材料屬性

用ABAQUS有限元軟件進行建模，建立線單元與殼單元結合的多尺度模型。除墻板與屋頂外，其余構件均選用Q235鋼材，鋼材的彈性模量為2.06×105MPa，泊松比為0.3，屈服應力為235 MPa。根據工程信息，屋頂板和外掛墻板密度為6 500 kg/m3，材料本構關系參考文獻[11]。

對于多尺度模型，采用網格合并法進行連接，各構件相接觸的部分劃分為同樣大小的網格，形成共用節點，合并后的共用節點在荷載作用下可以共同變形。為觀察節點的性能，將節點的網格進行細化，其余構件僅在與節點接觸的部分進行網格細化，確保后期網格合并時形成共用節點。

3.2 荷載與約束

僅考慮水平地震作用對結構的影響，沿結構縱向施加地震加速度，對柱腳和方鋼管底端約束位移與轉角，在施加地震加速度的方向不進行約束。本工程地震參數參考GB 50011—2010建筑抗震設計規范[12]，根據工程信息，抗震設防烈度為8度。

4 有限元分析結果

4.1 節點抗震性能

4.1.1 應力分析

改進節點做法后，分別對比四個模型，相同位置的節點的最大應力均減小。相同位置下，不同節點做法節點最大應力對比見表3。未設置外掛墻板的M1模型，Ⅰ-M1模型的節點板最大應力為245.8 MPa，Ⅱ-M1模型相同位置的節點板最大應力為38.5 MPa，應力減小84.34%；設置外掛墻板的M2模型，Ⅰ-M2模型的節點板最大應力為241.8 MPa，Ⅱ-M1模型相同位置的節點板最大應力為37.4 MPa，應力減小84.52%；墻板開門洞的M3模型，應力減小最為明顯，Ⅰ-M3模型的節點板最大應力為242.5 MPa，Ⅱ-M3模型相同位置的節點板最大應力為37.2 MPa，應力減小84.66%；外掛墻板開門洞窗洞的M4模型，Ⅰ-M4模型的節點板最大應力為232.7 MPa，Ⅱ-M4模型相同位置的節點板最大應力為41.8 MPa，應力減小82.06%。分析改進節點做法后的應力云圖，整個模型應力最大的節點板，應力分別為38.7 MPa,230.3 MPa,231.6 MPa,229.7 MPa，在地震作用下，四個模型的節點板未失效，最大應力均未超過鋼材屈服強度235 MPa。節點做法改進后，節點最大應力、與節點做法改進前節點板最大應力相同位置應力值對比見圖5。

表3 節點板做法改進前后應力對比

4.1.2 位移分析

觀察新型節點板模型的位移云圖，位移最大的位置仍為屋頂處，節點板做法的改進并未改變結構的變形類型。兩種節點做法下的節點板最大位移對比見表4，未設置外掛墻板的M1模型，Ⅰ-M1模型的節點板最大位移為19.35 mm，Ⅱ-M1模型相同位置的節點板最大應力為19.04 mm，位移減小1.60%；設置外掛墻板的M2模型，位移減小最為明顯，Ⅰ-M2模型的節點板最大位移為12.54 mm，Ⅱ-M2模型相同位置的節點板最大位移為11.96 mm，位移減小4.63%；墻板開門洞的M3模型，Ⅰ-M3模型的節點板最大位移為12.56 mm，Ⅱ-M3模型相同位置的節點板最大位移為12.01 mm，位移減小4.38%；墻板開門洞窗洞的M4模型，Ⅰ-M4模型的節點板最大位移為12.52 mm，Ⅱ-M4模型相同位置的節點板最大位移為12.25 mm，位移減小2.16%。改進節點做法后，四個模型相同位置處的節點最大位移均減小。

表4 節點板做法改進前后位移對比

4.1.3 應變分析

觀察不同墻板形式的模型的應變云圖，發現應變最大位置均在節點處，節點做法改進后節點板應變見圖6，四個模型的最大應變分別為6.181e-004，1.518e-003，1.149e-003，1.487e-003，設置外掛墻板的三個模型最大應變降低不超過25%，未設置外掛墻板的Ⅰ-M1模型相比其余三個模型，最大應力減小85.89%，表明設置外掛墻板，增大了結構整體重量，在地震作用下節點板有更大的應變。節點做法改進前后相同位置的最大應變對比見表5，未設置外掛墻板的M1模型，Ⅰ-M1模型的節點板最大應變為1.141e-002，Ⅱ-M1模型相同位置的節點板最大應變為1.697e-004；設置外掛墻板的M2模型，Ⅰ-M2模型的節點板最大應變為1.947e-002，Ⅱ-M2模型相同位置的節點板最大應變為1.381e-004；墻板開門洞的M3模型，Ⅰ-M3模型的節點板最大應變為2.068e-002，Ⅱ-M3模型相同位置的節點板最大應變為1.388e-004；墻板開門洞窗洞的M4模型，Ⅰ-M4模型的節點板最大應變為2.038e-002，Ⅱ-M4模型相同位置的節點板最大應變為1.343e-004。最大應變減小最大為99.34%。

表5 節點板做法改進前后應變對比

表明新型節點做法可以有效減小節點板應變。改進節點做法以后，由原來的單鋼板與方鋼管連接改為雙鋼板與方鋼管連接，連接節點與方鋼管的接觸面積增大。新型節點做法，有效減小了節點板的應力、位移以及應變，提高了節點安全性，保證了在地震作用下，節點使用的有效性。

4.2 結構整體分析

4.2.1 模態分析

利用ABAQUS對結構進行模態分析，得到模型的自振周期，兩種節點做法下的自振周期進行對比。未設置外掛墻板的M1模型，Ⅰ-M1模型的自振周期為0.130 s，Ⅱ-M1模型自振周期為0.089 s；設置外掛墻板的M2模型，Ⅰ-M2模型的自振周期為0.207 s，Ⅱ-M2自振周期為0.179 s；墻板開門洞的M3模型，Ⅰ-M3模型的自振周期為0.208 s，Ⅱ-M3自振周期為0.177 s；墻板開門洞窗洞的M4模型，節點做法改進前自振周期為0.208 s，節點做法改進后自振周期為0.174 s。每種節點做法下不同模型自振周期進行對比，Ⅰ-M2～Ⅰ-M4模型的自振周期分別為0.207 s,0.208 s,0.208 s，Ⅱ-M2～Ⅱ-M4模型的自振周期為0.179 s,0.177 s,0.174 s，表明墻板是否開洞以及開洞形式對結構自振周期影響較小。與現有工程節點的模型相比，新型節點的模型方鋼管的變形幅度明顯減小。通過自振周期的變化，可對比出節點做法對結構剛度的影響，計算公式為：

K=mω2

(1)

(2)

(3)

(4)

其中，K1，T1分別為現有工程節點做法模型的剛度與自振周期；K2,T2分別為新型節點做法模型的剛度與自振周期。節點做法的改進，有效減小了模型自振周期，經過式(4)計算，Ⅱ-M1模型比Ⅰ-M1模型剛度提高53.13%；Ⅱ-M2模型比Ⅰ-M2模型剛度提高25.22%；Ⅱ-M3模型比Ⅰ-M3模型剛度提高27.59%；Ⅱ-M4模型比Ⅰ-M4模型剛度提高30.02%。表明新型節點做法，有效提高結構整體的剛度。節點板做法改進前后自振周期與剛度對比見表6。

表6 節點板做法改進前后自振周期與剛度對比

4.2.2 位移分析

在x方向的地震作用下，結構在縱向位移較為明顯，對新型節點做法的4個模型分別提取A點位移，參考GB 50011—2010建筑抗震設計規范，Ⅱ-M1模型的A點最大位移為6.03 mm，結構層間位移角為1/830，滿足規范要求的不帶墻板時小于1/800的要求；Ⅱ-M2模型的A點最大位移為0.431 mm，結構層間位移角為1/11 598，滿足規范要求的墻板不開洞時小于1/2 000的要求；Ⅱ-M3模型的A點最大位移為0.344 mm，結構層間位移角1/14 526，Ⅱ-M4模型的A點最大位移0.35 mm，結構層間位移角為1/14 410，滿足規范要求的墻板開洞時小于1/926的要求。對比節點板做法改進前后模型的結構整體位移，改進節點做法后，結構頂點A的縱向位移減小。以M3模型的位移對比曲線為例，節點做法改進前后，結構在地震作用下位移形式類似，模型整體位移大小和振動幅度明顯減小，結構位移對比曲線見圖7。

通過分析結構整體，表明在新型節點做法下，結構的側向位移與自振周期均減小，且在地震作用下方鋼管的變形幅度減小。新型的節點板增加了結構的剛度，提高結構整體在地震作用下的穩定性，方鋼管與柱的連接更加牢固，在地震作用下變形更加協調，有利于提高外掛墻板的穩定性。

5 結論

本文以設置外掛墻板的裝配式鋼框架結構為工程背景，通過有限元手段，在地震作用下對比分析兩種節點，主要得到以下結論：

1)新型節點在地震作用下受力性能更好，現有工程節點板受力過大，Ⅰ-M1～Ⅰ-M3節點板受力處于塑性狀態；新型節點板受力更小，Ⅱ-M1～Ⅱ-M4節點板受力均處于彈性狀態，Ⅰ-M1～Ⅰ-M4與Ⅱ-M1～Ⅱ-M4相同位置的節點受力最大減小84.66%。

2)與現有工程節點做法相比，新型節點雙鋼板連接，與方鋼管的接觸面積增大，在地震作用下有更好的變形能力，位移與應變均減小，四種墻板設置形式的模型相同位置的節點板位移分別減小1.60%,4.63%,4.38%,2.16%，節點板應變分別降低98.51%,99.29%,99.33%,99.34%。

3)四種不同外掛墻板設置情況下，兩種節點的結構頂點最大側向位移均滿足規范要求；新型節點做法的結構鋼管的變形幅度明顯減小，通過結構自振頻率的對比，新型節點剛度更大，其中未設置外掛墻板的節點剛度提高效果最大，與現有工程節點相比剛度提高53.13%。