玻璃幕墙铝合金立柱插芯节点抗震性能试验研究

刘 艳，肖建春，胡天杰，金 束，陈 靖，张 兵

(1. 贵州大学空间结构研究中心，贵州贵阳 550025；2. 贵州大学贵州省结构工程重点实验室，贵州贵阳 550025)

0 引 言

幕墙是建筑结构的外部围护，在整个结构中发挥着重要作用，不仅关系到建筑的外围性能，还影响建筑的外观形象。玻璃幕墙在台风和地震作用下既受到风荷载和地震荷载的动力作用，又会受温度变化、暴雨和地震波的冲击作用以及幕墙整体振动和变形的影响[1-5]。

铝合金立柱作为玻璃幕墙系统中主要支承构件，直接影响幕墙的受力性能，故幕墙每层之间通过插芯相连保证结构竖向全长贯通，并预留15～20 mm缝隙来承担幕墙温差、台风和地震作用引起的变形[6]。虽然建筑幕墙自身的结构特点使其抗震性能相对较好，但在历次地震中发生破坏的实例[7-10]非常多，其震害损失不容忽视。因此在建筑幕墙设计中要特别注重结构的节点抗震设计，提高幕墙结构中立柱连接薄弱点的抗震性能来确保建筑主体结构的安全水平，避免影响幕墙在建筑中的应用实况[11]。

国内外对玻璃幕墙结构抗震性能的研究相对较少，对其地震反应特点和抗震性能评估方法比较缺乏。Aiello等[12]基于地震性能的评估方法对玻璃幕墙进行了循环响应试验和数值模拟，研究了非结构元素的地震脆弱性能力。李绍朗等[13-14]对玻璃幕墙立柱接触处的受力影响做了初步分析，并提出了立柱与立柱接触及立柱与横梁接头更加合理和规范的处理方式。苏铜军等[15]对不同插芯长度下铝合金立柱的受力性能进行了静力分析。以上研究均只是通过数值模拟或地震性能评估的方法去研究玻璃幕墙的抗震性能，均未考虑到玻璃幕墙立柱插芯节点受到往复荷载作用下的抗震性能。

本文采用拟静力试验和数值模拟对玻璃幕墙立柱插芯节点在地震作用下的抗震性能进行对比分析，得出的结果为工程实际设计提供一定的参考依据。

1 试验设计

1.1 试 件

插芯对立柱的伸缩及承载能力有极大的影响，立柱与立柱之间采用插芯连接可以满足由于温差造成的铝合金立柱的收缩问题[16]。实际工程中立柱插芯节点设计见图1。

本试验设计4组试件：一、二组试件的铝合金立柱长度为2 800 mm，插芯长度L为250 mm；三、四组试件的铝合金立柱长度为2 800 mm，插芯长度L为300 mm。考虑到实际加载时，加载点距插芯端距离太小会脱离作动器，加载点距插芯端距离过大会产生立柱与作动器接触现象，所以两组插芯在加载端分别加长50 mm与100 mm，见图2。

本试验以插芯长度为250 mm的试件为例进行节点加载设计，设置两个墩支座的距离为2 420 mm，墩台采用混凝土制作，墩支座既有固定立柱的作用，也满足加载时的承载能力。同时墩台上设置4颗长度为30 cm的膨胀螺丝，将膨胀螺丝和长方形钢板连接，在钢板上下侧各设计一根圆棒固定立柱。插芯端伸入立柱的长度为150 mm，在距离插芯与立柱连接口75 mm处设置螺栓孔，将立柱与插芯通过螺栓连接，使之不发生相对滑移，试件加载拼接装置如图3所示。

1.2 材料性能

为了测试6063-T6铝合金的力学性能，依据《金属材料拉伸试验 第1部分：室温试验方法》(GB/T 228.1—2010)[17]，常温条件下在电子万能材料试验机上对厚度为3 mm、宽度为20 mm、断前标距为116 mm的3组铝合金标准试件(图4)做拉伸试验。试验时，试验机上的荷载传感器和位移传感器分别将接收到的荷载和位移信号转变成电信号送入EDC控制器，信号转换后自动录入电脑，同时将转换后的数据显示在电脑屏幕上。

加载后铝合金片的破坏形态为两片在底部发生拉裂破坏，一片在中部发生拉裂破坏(图5)。拉力试验机加载见图6，铝合金试件断后标距为123.16 mm。材料的延伸率和截面收缩率见式(1)、(2)，其材料延伸率为6.17%>5%，截面收缩率为14.6%，由此可知铝合金材料拉压性能较好。同时得到铝合金材料的弹性模量E=71 500 MPa，其本构关系如图7所示，通过观察本构关系发现铝合金试件断裂前有明显征兆。

(1)

(2)

式中：δ为延伸率；lu为断后标距；l0为断前标距；ψ为截面收缩率；S0为原始标距截面面积；ΔS为断裂后标距段界面的总变形面积。

1.3 加载方案

本试验在贵州省结构工程重点实验室进行，加载现场如图8和图9所示。铝合金立柱和插芯水平放置，立柱固定于支座，在插芯端采用300 kN伺服作动器进行低周往复加载，加载点作用于距离插芯端50 mm处。位移和荷载数据均采用自动采集系统进行采集和控制。

采用应变片测试关键位置的应变，应变片布置在应力变化较大和分布变化规律较明显的位置，即布置在立柱与插芯接触的位置，应变片位置如图10(a)所示。采用激光位移传感器测量加载点的位移，如图10(b)所示。

本次试验加载制度参考了《建筑抗震试验规程》(JGJ/T 101—2015)[18]中的部分建议，采用循环位移控制的加载方式。加载时以位移作为控制对象进行分级加载，加载的初始位移为16 mm，一个周期加载4个分析步时长，每个周期位移递增3 mm，加载8个周期，加载点各级位移为阶梯状变幅循环加载(图11)，试件失效时停止加载。

2 试验结果及分析

2.1 试验过程与现象

通过对4组试件加载过程进行分析，试件受力变形过程大致可分为初始阶段、屈服阶段和极限阶段。试验开始时试件先处于受拉状态，再处于受压状态，记试件受拉时位移为正，受压时位移为负。

试件在加载初期，产生一段较大的水平滑移，立柱与插芯摩擦接触发出轻微“呲呲”声。随着位移的逐渐加大，试件逐渐出现变形，加载5 min时，试件出现较大鼓曲变形，刚度急剧下降，试验结束。试件的破坏形态为两种：第一种为带芯立柱节点发生鼓曲变形，通过变形吸收地震能量；第二种为铝合金立柱与插芯接触端上下表面发生撕裂破环，破坏时伴随着“呲呲”的声响。4组试件节点立柱的破坏形态如图12(a)所示。4组试件节点插芯破坏形态为轻微的挤压变形，如图12(b)所示。

2.2 滞回曲线与骨架曲线

图13为节点滞回曲线与骨架曲线。由滞回曲线可以看出，插芯长度为250 mm与300 mm的铝合金立柱插芯节点滞回曲线均呈现出典型的反Z字形，且捏拢效应明显，立柱插芯节点在受力过程中出现了较大的摩擦滑移现象，并出现了较长的水平段。在加载的初期阶段，由于立柱与插芯通过螺栓连接有较大缝隙且缝隙尚未挤紧，曲线上升较慢。节点位移加载约0.7 cm，立柱与插芯连接缝隙挤紧并相互挤压，曲线开始明显上升。节点达到峰值荷载后滞回环的峰值开始跌落。节点达到极限荷载后，试件破坏，加载终止。

由骨架曲线可以看出，插芯长度为250 mm的铝合金立柱插芯节点的屈服点位移为2.7 cm，屈服荷载约为10 kN，且节点屈服后，其刚度退化幅度比较大，节点的极限荷载约为9.8 kN，达到极限荷载之后试件刚度急剧退化，试件破坏。插芯长度为300 mm铝合金立柱插芯节点屈服点位移为2.6 cm，屈服荷载约为12 kN，且节点屈服后，节点刚度退化曲线比较陡峭。加载点极限位移为3.7 cm，极限荷载约为11 kN，达到极限荷载之后试件刚度急剧退化，试件破坏。

两组节点的滞回曲线见图14(a)。可以看出，插芯长度250 mm节点的滞回环包络面积明显小于插芯长度300 mm节点，说明插芯长度300 mm节点消耗地震能力更强一些；插芯长度250 mm节点屈服位移和屈服荷载均比插芯长度300 mm节点的小，说明插芯长度300 mm节点承载能力更强，抗震效果更佳。

两组节点的骨架曲线见图14(b)。可以看出：两组节点的骨架曲线变化趋势基本一致，当加载位移小于10 mm时，骨架曲线基本呈线性变化，节点弹性变形；当加载位移接近20 mm时，骨架曲线开始弯曲，骨架曲线斜率减小；当加载位移接近35 mm时，节点进入屈服阶段，随后节点破坏，曲线呈下降趋势。

3 有限元模型建立与分析

有限元是一种有效的数值分析方法，可以很好地模拟结构的力学行为，减少试验周期，降低试验成本。本文基于试验结果，运用有限元软件ABAQUS建立插芯立柱的有限元模型，研究插芯立柱节点的滞回性能、耗能能力等抗震指标，并与试验结果进行对比分析。

3.1 有限元模型建立

本次模拟设计2组节点试件，模型试件尺寸与试验试件尺寸相同。铝合金立柱与插芯试件均采用实体单元建立，立柱和插芯网格单元采用C3D8R线性单元，为了与试验相符合，采用解析刚性的圆钢棒作为支座。铝合金本构关系采用6063-T6的本构关系，试件尺寸和安装位置与试验保持一致，网格划分先把实体分割成多个区域，然后采用扫掠网格的方式划分网格，立柱与插芯间建立面与面的接触，模拟试验中存在的摩擦，切向行为选用库仑摩擦模型传递切应力，立柱与插芯的抗滑系数取0.15，法向行为选用硬接触，因立柱插芯采用螺栓连接存在较大滑移，滑移方式选用有限滑移。立柱插芯采用耦合约束，立柱与支座采用绑定约束。模拟加载机制与试验一致，采用图11所示阶梯状变幅加载机制，加载点作用于距离插芯端部50 mm处，试件有限元模型如图15所示。

3.2 试验与有限元构件破坏形式对比

试验后立柱插芯节点在X光拍摄下的破坏形态见图16(a)，立柱插芯支座处一侧为鼓曲变形，另一侧为凹陷变形。有限元模拟立柱插芯支座处的破坏形态见图16(b)，因为立柱支座处应力集中现象较显著，立柱插芯支座处受挤压屈服面积较大，其破坏形态与试验相似，均为“鼓曲、凹陷”变形，说明试验与有限元模拟立柱插芯节点的破坏特征吻合，试件通过吸收地震能量产生变形。

3.3 试验与有限元滞回曲线对比

表1为荷载-位移曲线特征。试验与有限元滞回曲线对比见图17。有限元模拟的试验条件比实际试验条件更理想，模拟的滞回曲线比试验滞回曲线更饱满。实际试验与有限元模拟的滞回曲线呈现出的是反Z字形，虽然捏缩严重，但包络曲线面积大，具有较好的耗能能力，且模拟的耗能能力较好，模拟的极限荷载值较大，表明有限元模拟立柱插芯节点整体性及抗震性能良好。

表1 荷载-位移曲线特征Table 1 Characteristic of Load-displacement Curves

试件一与模拟滞回曲线对比，试件在进行正负向加载的过程中，其滞回曲线与有限元在弹性受力阶段结果吻合较好，且屈服点均在2.7 cm左右，试件试验与模拟的屈服位移值相对误差16.4%，试件屈服后，模拟的荷载值高于试验，但两者差值较小，曲线斜率几乎一致，变化趋势相同。试件二试验与模拟的屈服位移值相对误差5.73%，屈服后试件正向加载的荷载模拟值大于试验值，负向加载的荷载模拟值小于试验值，但差值均较小，曲线斜率几乎一致，变化趋势相同。

试件三、四试验与有限元滞回曲线在弹性受力阶段结果吻合较好，且屈服点均在2.6 cm左右，试件三屈服位移试验值与有限元值相对误差3.69%，试件四屈服位移试验值与有限元值相对误差2.84%，屈服后加载点荷载有限元值大于试验值，试验的各滞回环峰值均低于模拟的滞回环峰值，试验的各滞回环面积也略小于模拟的滞回环面积，说明试验条件有限，耗散地震能力弱于有限元模拟结果，但试验与有限元曲线斜率几乎一致，说明试件刚度退化模式相似。

3.4 变形能力

幕墙层间变形能力是指建筑主体结构发生反复层间位移时，幕墙保持其自身及与主体连接部位不发生损坏及功能障碍的能力，变形能力是表示构件或结构抗震性能的一个重要指标。目前，玻璃幕墙结构层间位移角限值可以参照《建筑幕墙层间变形性能分级及检测方法》(GB/T 18250—2015)[19]，节点最终均发生了较大的屈曲变形。本文只研究了X轴维度方向层间位移角，其中，试验与有限元结果显示试件二破坏时的位移值最小，但其数值达到了3.7 cm，试件试验与模拟的位移相对误差为1.23%，层间变形性能等级为5级，表明玻璃幕墙立柱插芯节点具有较好的变形及耗能能力，即使达到破坏承载力，试件还是能够维持为一个整体工作。

3.5 试验与有限元骨架曲线对比

试验和有限元骨架曲线对比见图18。插芯长度为250 mm与300 mm的铝合金立柱节点试验与有限元模拟的骨架曲线变化趋势基本一致。

4 结语

(1)试验与有限元分析结果的破坏模式相似，均为带芯立柱支座处发生明显的鼓曲变形来耗散地震能量，故在实际过程中要加强立柱与主体结构接触部位的刚度。

(2)立柱与插芯采用螺栓连接，存在滑移现象，250 mm和300 mm的立柱节点滞回曲线均呈反Z字形，滞回曲线捏缩严重，说明立柱与插芯接触间隙对节点变形以及抗震性能均有影响。

(3)不同长度插芯立柱滞回性能分析结果表明，节点的抗震性能与插芯长度有明显的关系。