摘要
为研究预制外挂墙板与主体结构点支承连接的结构和热工性能，本文开展了含点支承外挂墙板的框架结构受力性能试验和三维传热计算分析。结果表明：试验模型实现了“强柱弱梁、强节点弱构件”的破坏模式，极限层间位移角约为1/30，连接节点未发生破坏，构件连接构造可保证装配式框架结构的整体抗震性能；外挂墙板连接螺栓是否拧紧对主体框架弹性阶段的抗侧刚度影响差别不大，螺栓干挂连接和U形连接筋湿挂连接对主体框架达到弹塑性位移角限值前的抗震性能影响差别不大；引入U形钢板阻尼器后外挂墙板在大侧移下的刚体转动减少16%~30%，且对主体框架的破坏模式、承载能力和变形能力影响不显著，可采用U形钢板阻尼器控制大尺寸外挂墙板的地震位移响应，实现墙板间接缝宽度与密封胶施工便利性、位移能力的合理匹配；外挂墙板内、外叶间的混凝土是连接节点区域形成热桥的根本原因，导致外挂墙板热工性能削弱62.1%，设置隔热垫后热桥影响降低86.6%，可实现连接节点区域附近的热桥消解。
Abstract
To investigate the structural and thermal performance of the connection between point-supporting facade panels and the main structure, quasi-static tests and heat transfer calculation were conducted. The results indicate that test models achieve the failure mode characterized by “strong column-weak beam” and “strong joint-weak component” behavior, with ultimate drift ratios of approximately 1/30. The connection joints remain undamaged. The connection details of precast components could ensure the overall seismic performance of the precast frame structure. Whether the connection bolts of the precast facade panel are tightened or not had little impact on the elastic lateral stiffness of the main frame. Similarly, the differences between bolted connections and wet connections with U-shaped rebars are minimal in terms of their influence on the seismic performance of the main frame before the elastic-plastic drift ratio limit. Under large lateral drift, the U-shaped steel plate damper can reduce the rigid-body rotation of the precast facade panel by 16% to 30%, while having no significant impact on the failure mode, load-bearing capacity, and deformation capacity of the main frame. Therefore, U-shaped steel plate dampers can be employed to control the seismic displacement response of large-scale external wall panels, achieving a reasonable balance between joint width, sealant application convenience, and displacement capacity. The concrete between the inner and outer wythes is the root cause of thermal bridge in the connection area, resulting in a 62.1% reduction in the thermal performance of the facade panels. The heat insulated pads could markedly reduce the thermal bridge effect in the connection by 86.6%, thereby achieving thermal bridge mitigation near the connection.
公共建筑多采用框架结构，现阶段其围护墙多采用砌筑墙或条板，现场作业量大、工期长，严寒寒冷地区难以实现围护与保温一体化，且砌筑墙、条板多与主体结构内嵌连接，对主体结构抗震性能影响大[1-2]。预制混凝土外挂墙板集装饰、保温、防火、防水、耐候等多功能于一体，可实现装饰、保温与围护同步施工、同寿命，契合围护系统长寿化和高品质发展的需求。点支承外挂墙板受力模式较内嵌式墙板更为明确，但大型外挂墙板按照罕遇地震性能目标设计得到的墙板间接缝宽度较大，接缝密封胶施工难度大且对密封胶位移能力要求高[3]。为充分利用外挂墙板改善主体结构抗震性能，同时控制接缝宽度，学者们将小型摩擦型[4-5]、位移型[6-9]阻尼器集成在外挂墙板与主体结构连接节点内。黄柯玮等[8]通过数值分析研究了外挂墙板上节点U形钢板阻尼器（UFP）对钢框架抗震性能的影响，分析表明UFP厚度超过一定值会导致连接节点的破坏早于UFP屈服，建议合理控制UFP的厚度。沙慧玲等[9]开展了含线支承外挂墙板混凝土框架结构的振动台试验，UFP安装在上、下层外挂墙板的水平接缝内，研究发现，设置UFP线支承外挂墙板后主体框架的位移响应减少约20%，UFP对主体框架的损伤模式无明显影响。现有研究[10]多关注外挂墙板的受力性能，对连接节点结构、热工性能的协同关注较少。为加强连接节点区域的受力性能，实际工程中部分外挂墙板内、外叶板混凝土连通，局部形成热桥，削弱了围护系统的热工性能[11]，致使室内侧易结露、发霉。为此，本文提出一种上部承重、下部设置UFP的点支承外挂墙板，通过拟静力试验探究预制外挂墙板与主体结构连接方式对主体结构抗震性能的影响，在此研究基础上，进一步从传热系数、热流密度等角度分析连接节点对外围护系统热工性能的影响机制，以期为预制外挂墙板结构、热工性能的协同提升提供研究支撑。
1 含外挂墙板框架结构受力试验
1.1 试验概况
以某一10层装配式框架结构（抗震等级为一级）为原型，取其首层一榀一跨框架作为研究对象，受场地及加载装置限制，试验模型按照2/3缩比。两个试验模型的编号分别为PF1、PF2，其几何尺寸、构件配筋均相同（图1），仅外挂墙板与主体框架的连接方式不同。模型由框架柱、框架梁、外挂墙板及地梁组成，混凝土设计等级为C50，框架柱采用预制柱，框架梁采用叠合梁，外挂墙板采用预制混凝土板。预制柱底部纵筋与地梁甩出柱纵筋采用套筒挤压连接，柱脚设置后浇段；叠合梁下部纵筋与贯穿核心区梁下部纵筋以套筒挤压连接，采用后浇整体式节点。
图1试验模型几何尺寸及构造
Fig.1Dimensions and details of test models
如图2所示，模型PF1、PF2的外挂墙板与上层框架梁分别采用两点螺栓干挂连接、U形连接筋湿挂连接，连接区域中心距梁端600 mm，避开梁端塑性铰区域；外挂墙板与下层框架梁（试验中为地梁）采用销钉限位连接，在外挂墙板底部预留钢槽，安装完成后附着在下层框架梁上的M18销钉伸入钢槽，约束外挂墙板的平面外位移，平面内层间位移角为1/50（GB/T50011—2024《建筑抗震设计标准》[12]规定的框架结构弹塑性层间位移角限值）之前，销钉与钢槽不接触，对外挂墙板平面内位移无约束；在层间位移角1/50之后，销钉与钢槽侧壁接触，外挂墙板与框架形成四点连接，以利用外挂墙板刚度控制主体框架在地震作用下的位移响应，销钉限位连接避免了传统节点无法利用外挂墙板刚度的缺点，同时在小震下对主体结构刚度影响较小。外挂墙板按照2/3缩比后总厚度为120 mm，为避免连接节点锚固失效，通过焊接端板设置横向钢筋增强锚固效果。
如图2（d）所示，UFP设置在下部销钉限位的侧面，与外挂墙板侧面预埋钢板、下层框架梁顶面预埋立板通过螺栓或焊接连接，借助外挂墙板及预埋立板约束UFP的运动轨迹。UFP采用厚度为8 mm的Q235钢板制作。
图2试验模型外挂墙板与主体结构连接构造
Fig.2Connection between precast facade panel and main structure of test models
试验模型的制作过程为：制作地梁、预制柱、预制梁、预制外挂墙板；吊装预制柱、预制梁，完成套筒挤压施工，浇筑柱根部后浇混凝土；模型PF1外挂墙板在主体框架制作完成后安装，模型PF2外挂墙板与叠合梁同步施工。图3为制作过程中关键环节的照片。
试验模型混凝土分3批次浇筑，每次浇筑时预留1组边长150 mm的立方体试块。实测模型预制梁、预制柱、外挂墙板的混凝土立方体抗压强度平均值为58.8 MPa，柱脚后浇混凝土立方体抗压强度平均值为59.7 MPa，梁叠合层、节点核心区混凝土立方体抗压强度平均值为61.2 MPa。对于每种规格的钢筋，通过3根钢筋受拉试验实测其材料性能，钢筋的实测屈服强度fy，m、抗拉强度fu，m见表1。
图3试验模型制作过程
Fig.3Model manufacturing process
表1钢筋材性指标实测值
Tab.1Material properties of rebars
1.2 加载及量测方案
试验加载装置和位移计测点布置如图4所示，采用2个2 500 kN的千斤顶分别在两个框架柱顶部施加恒定轴压力，柱设计轴压比取为0.60，对应的试验轴压比为0.24；采用1个1 000 kN的作动器在梁端施加水平力，水平力加载点距柱底截面的高度为3 250 mm。采用位移计量测柱顶水平位移、地梁水平滑动、外挂墙板整体转动、外挂墙板相对梁的转角和水平位移，监测数据表明地梁未发生滑动。
图4试验加载装置
Fig.4Test setup
2 试验结果与分析
2.1 试验现象与破坏形态
2.1.1 模型PF1
对模型PF1依次进行了A、B、C三个工况的试验。
1）工况A
安装外挂墙板，放松上部连接螺栓，不安装下部限位销钉，即仅将外挂墙板作为重力荷载施加于主体框架，水平位移按层间位移角θ为1/1 500、1/1 000、1/800逐级循环加载1次。该阶段模型无可见裂缝（图5），基本处于线弹性状态。
图5模型PF1工况A试验结束后局部照片
Fig.5Local photos of model PF1 after test condition A
2）工况B
工况A完成后，拧紧上部连接螺栓，安装下部限位销钉，即将外挂墙板按实际使用状态安装在主体框架上，进行工况B试验，水平位移按θ为 1/1 500、1/1 000、1/800、1/550、1/300、1/200、1/150、1/100、1/75、1/50、1/40逐级加载，1/1 500、1/1 000、1/800循环1次，而后各级别循环2次。模型PF1工况B下θ为1/550，1/150，1/50时的破坏情况见图6。
图6模型PF1工况B裂缝分布与破坏形态
Fig.6Crack distributions and failure mode of model PF1 under test condition B
θ=1/550（框架结构小震位移角限值）级，梁两端1.5hb（梁高hb=400 mm）范围内出现3~4条细小竖向弯曲裂缝，柱及核心区未见开裂。θ=1/150（以中震层间位移角为小震位移角的3.6倍计）级，梁端开裂范围扩展至距端部2.25hb范围内，大部分上、下裂缝贯通梁截面高度，梁竖向弯曲裂缝最大宽度约为0.30 mm；柱脚800 mm高范围内出现多条水平弯曲裂缝，最大宽度约为0.15 mm；梁纵筋受拉屈服，柱纵筋最大拉应变为1 360×10-6。θ=1/50（框架结构弹塑性位移角限值）级，梁端混凝土压酥，柱脚后浇段混凝土角部压溃脱落，加载过程中位移较大时外挂墙板下部限位销钉与预埋钢槽接触，销钉产生塑性变形。θ=1/40级第1循环结束时，梁、柱端部混凝土压溃区域扩展，部分纵筋、箍筋裸露，加载过程中限位销钉因塑性变形过大剪断，正、负向水平力分别下降至其峰值的88.3%和85.2%，节点核心区未见开裂，外挂墙板螺栓连接节点未出现破坏。
3）工况C
工况B完成后，安装UFP，拆除销钉限位器，进行工况C试验，水平位移按θ为1/150、1/100、1/75、1/50、1/40、1/30逐级加载，1/150、1/100、1/75、1/50、1/40每级循环2次，1/30循环1次。
加载过程中UFP在外挂墙板带动下变形耗能、表面氧化层脱落，位移角较大时UFP在外挂墙板带动下产生明显的面外变形，无法保持理想的履带式滚动变形轨迹。模型PF1工况C结束后的破坏情况见图7，梁端、柱端均以弯曲裂缝为主，梁端约1.0hb范围内形成明显的塑性铰，塑性铰区域在往复荷载作用下形成两条较为明显的交叉斜裂缝，柱脚后浇段混凝土保护层脱落。
图7模型PF1工况C试验结束后破坏照片
Fig.7Damage photos of model PF1 after test condition C
2.1.2 模型PF2
对模型PF2依次进行了A、B两个工况的试验。
1）工况A
外挂墙板与主体框架通过湿连接节点连接，安装限位销钉，即将外挂墙板按实际使用状态安装在主体框架上，水平位移按θ为1/1500、1/1 000、1/800、1/550、1/300、1/200、1/150、1/100、1/75、1/50、1/40逐级加载，1/1 500、1/1 000、1/800循环1次，而后各级别循环2次。模型PF2工况A不同阶段的破坏情况见图8。
图8模型PF2工况A裂缝分布与破坏形态
Fig.8Crack distributions and failure modes of model PF2 under test condition A
θ=1/550级，梁两端1.75hb范围内出现5~6条细小竖向弯曲裂缝，柱脚新旧混凝土结合面轻微开裂，核心区未见开裂。θ=1/150级（图6（a）），梁端开裂范围扩展至距端部2.75hb范围内，大部分上、下裂缝贯通梁截面高度，梁竖向弯曲裂缝最大宽度约为0.50 mm；柱脚900 mm高度范围内出现多条水平弯曲裂缝；梁纵筋受拉屈服，柱纵筋最大拉应变为1 710×10-6，梁箍筋拉应变为370×10-6。θ=1/50级（图6（b）），梁端混凝土压酥，柱脚后浇段混凝土角部压溃脱落，加载位移较大时外挂墙板限位销钉与预埋钢槽接触，1/50第1循环负向加载过程中东侧销钉剪断。θ=1/40级，梁、柱端部混凝土压溃区域扩展，第1循环正、负向达最大位移时水平力分别下降至其峰值的91.2%和92.0%。
2）工况B
工况A完成后，安装UFP，拆除销钉限位器，水平位移按θ为1/40、1/30逐级加载，每级循环2次。加载过程中UFP工作状态与模型PF1工况C基本一致。
模型PF2工况B结束后的破坏情况见图9，模型PF2主体框架破坏形态与模型PF1类似，不同的是模型PF2梁端开裂范围大于模型PF1，这是因为模型PF2外挂墙板在距柱边450~750 mm范围内，通过后浇混凝土与梁叠合层相连，而模型PF1外挂墙板仅通过距柱边600 mm处的一个M24螺栓相连，模型PF2外挂墙板与梁的连接整体性强于模型PF1，模型PF2外挂墙板对梁的刚度贡献较大。
图9模型PF2工况B试验结束后破坏照片
Fig.9Damage photos of model PF2 after test condition B
模型PF1、PF2试验过程中梁纵筋先于柱纵筋受拉屈服，节点核心区未见明显开裂，套筒挤压连接接头未见破坏，均实现了“强柱弱梁，强节点弱构件”的设计破坏模式。
2.2 滞回性能、承载力及变形能力
模型PF1、PF2各工况下的梁端水平力（F）-层间位移角（θ）滞回曲线、骨架曲线见图10。模型各特征点对应的梁端水平力F、柱顶水平位移Δ及层间位移角θ见表2，其中名义屈服点采用能量法[13]确定，峰值点为F-θ骨架曲线梁端水平力最大值Fp对应的点，极限点为F-θ骨架线F下降至0.85Fp对应的点。由图10、表2可以得到如下结果。
1）模型PF1工况B和工况C、模型PF2工况A和工况B下的滞回曲线均较为饱满，后期基本呈梭形，呈现出典型的弯曲塑性铰耗能模式。
2）模型PF1工况A和工况B、模型PF2工况A，在θ=1/800级前滞回曲线基本处于线弹性阶段且差别不大，说明外挂墙板连接螺栓是否拧紧对主体框架弹性阶段的抗侧刚度影响差别不大，螺栓干挂连接和U形连接筋湿挂连接对主体框架弹性阶段的受力性能影响差别不大。
3）模型PF1、PF2在峰值点（θ约为1/50）前的滞回曲线、骨架曲线基本一致，名义屈服点、峰值点对应的梁端水平力、层间位移角差别不大，模型PF2的骨架曲线下降段更为平缓，模型PF2的峰值点梁端水平力较模型PF1高2.4%，模型PF2在θ=1/40、θ=1/30级第1循环的梁端水平力最大值较模型PF1高8.9%~16.6%。螺栓干挂连接和U形连接筋湿挂连接均避开梁端塑性铰区域，梁弯曲变形主要集中在两端梁端塑性铰区域，梁中部变形以整体转动为主，在峰值点前点支承外挂墙板与梁中部的变形相对协调，点支承外挂墙板对梁的刚度影响不大，因此，螺栓干挂连接和U形连接筋湿挂连接对主体框架达到弹塑性位移角限值前的抗震性能影响差别不大。峰值点后梁的弯曲变形进一步向中部发展，点支承外挂墙板与梁中部的变形不协调加剧，U形连接筋湿挂连接与梁的连接范围更大、界面存在新旧混凝土粘结作用，U形连接筋湿挂连接外挂墙板在大侧移下 （θ为1/40~1/30）对梁的刚度贡献较螺栓干挂连接更大，导致模型PF2的骨架曲线下降段更为平缓。
4）模型PF1工况C安装UFP后重新从θ=1/150级加载，其滞回曲线正向略高于工况B最后一级θ=1/40级第2循环加载路径，负向基本沿工况B最后一级θ=1/40级第2循环加载路径加载；模型PF2工况B安装UFP后从θ=1/40级继续加载，其滞回曲线正、负向基本均沿工况A最后一级θ=1/40级第2循环加载路径加载，安装UFP后模型PF1、PF2的承载能力无明显提高，这是因为试验中UFP尺寸较小，对主体框架的抗侧刚度影响较为有限。
5）模型PF1、PF2的极限层间位移角均约为1/30，明显大于框架结构弹塑性层间位移角的限值1/50，满足抗震变形能力的要求，且试验中连接节点未发生破坏，破坏集中在梁端塑性铰区域，说明采用的连接构造可保证装配式框架结构的抗震变形能力。
图10试验模型水平力-层间位移角曲线
Fig.10Curves of lateral force against drift ratio
表2试验模型不同状态的试验结果
Tab.2Test results of models at various states
2.3 刚度
模型PF1、PF2各工况θ=1/1 500、1/1 000、1/800级对应的割线刚度列于表2，表中“/”前、后数值分别为模型PF1工况A、工况B对应的割线刚度，割线刚度取各加载级第1循环顶点与其对应的加载历程中力为零的点的连线斜率，以消除小变形下残余位移的影响。模型PF1工况B和工况C、模型PF2工况A和工况B各加载级第1循环顶点对应的割线刚度K退化曲线见图11，图中割线刚度定义为各加载级第1循环顶点与原点连线的斜率，取正、负两个加载方向的平均值。由图11可以得到如下结果。
1）模型PF1工况B、模型PF2工况A下θ=1/1 500、1/1 000、1/800级的割线刚度基本相同，其割线刚度退化规律基本一致，说明螺栓干挂连接和U形连接筋湿挂连接对主体框架弹性阶段的抗侧刚度影响差别不大。
2）模型PF1工况A、工况B下θ=1/1 500、1/1 000、1/800级的割线刚度基本相同，说明外挂墙板连接螺栓是否拧紧对主体框架弹性刚度影响不大，可将外挂墙板作为重力荷载施加于主体框架上，以此考虑两点螺栓连接外挂墙板对主体框架弹性阶段的影响。
图11试验模型刚度退化曲线
Fig.11Stiffness degradation curves
2.4 耗能能力
模型PF1工况B、工况C下各加载级的等效黏滞阻尼系数he（能量耗散系数除以2π）与层间位移角的关系曲线见图12，可以看出：工况C安装UFP后重新从1/150级别加载，其he在θ=1/50级之前略大于工况B，θ=1/40级与工况B基本一致，he在一定程度上反映了滞回环的饱满程度，安装UFP后滞回环较未安装UFP略饱满。
图12模型PF1不同工况耗能能力
Fig.12Energy dissipation of model PF1
2.5 钢筋应变
模型PF2外挂墙板U形连接筋应变随层间位移角的变化曲线见图13，图中实线、虚线分别代表正向、负向加载，可以看出：加载过程中U形连接筋的上、下钢筋基本均处于受拉状态，拉应变在峰值点前随层间位移角的增加而增大，说明在框架平面内受力过程中，U形连接筋不仅承受外挂墙板自身重力，外挂墙板通过两个上支承点与梁连接，二者变形不完全一致，导致平面内加载过程中上支承点也会产生相应内力。
图13模型PF2连接筋应变
Fig.13Connecting rebar strain of model PF2
2.6 外挂墙板相对主体框架变形
试验中采用位移计测量了外挂墙板相对主体框架的变形，图14（a）、（b）给出了模型PF1、PF2外挂墙板顶部、底部的水平侧移Δw与柱顶水平位移Δ的关系曲线，图14（c）给出了模型PF1工况B、工况C下外挂墙板平面内刚体转角θw与层间位移角θ的关系曲线。由图14可以看出：外挂墙板顶部水平侧移ΔwT与柱顶水平位移Δ基本相同，在梁变形的带动下，外挂墙板产生了较大的刚体转动θw，外挂墙板位移模式为旋转式外挂墙板，外挂墙板底部水平侧移ΔwB大于层间位移，底部限位槽尺寸需考虑这一影响；模型PF1工况C安装UFP后外挂墙板平面内刚体转角θw低于工况B，在θ=1/50级后工况C外挂墙板的θw较工况B降低16%~30%，UFP可抑制外挂墙板的刚体转动，同时对主体框架的破坏模式、承载能力和变形能力影响不显著，对于大尺寸外挂墙板可采用UFP控制其位移，实现墙板间接缝宽度与密封胶施工便利性、位移能力的合理匹配。
图14试验模型外挂墙板位移
Fig.14Displacements for precast facade panel of test models
3 结构与热工性能协同提升
3.1 结构与热工性能协同提升构造
为提升现场施工效率、防水性能和立面效果，外挂墙板多采用大尺寸整间板形式[14]。大尺寸整间板自重较大，吊装、连接节点设计难度大，如图15所示连接节点A，试验模型原型工程中采用内、外叶厚度相同（60 mm厚）的混凝土板组合受力的三明治结构实现轻量化，在连接节点区域一定范围内将内、外叶混凝土连通以增强连接节点的受力性能[14-15]。上述处理虽可保证外挂墙板的结构安全，但连接节点部位易形成热桥，削弱围护系统的热工性能[11]。
图15外挂墙板连接节点协同提升构造
Fig.15Collaborative enhancement details of joint
如图15所示，本文提出3种连接节点热工性能提升构造：连接节点区域内叶板混凝土向保温层凸出改善连接节点的锚固性能，在外叶板和节点区域凸出混凝土之间设置20 mm厚隔热垫阻断热桥，其中，连接节点B通过增大保温层厚度实现，内、外叶混凝土板厚度保持不变，保持组合受力的三明治结构；连接节点C中外挂墙板保温层厚度不变，内、外叶板设计为非组合受力，外叶板采用50 mm厚普通钢筋混凝土板，内叶板为受力层；连接节点D中外挂墙板保温层厚度不变，内、外叶板设计为非组合受力，外叶板采用20 mm厚超高性能混凝土（UHPC）或配钢丝网自流平水泥基材料作为防护层，内叶板为受力层。
3.2 热工性能研究
采用通用有限元软件COMSOL Multiphysics研究图15中点支承外挂墙板的热工性能，其固体传热模块的数值模型方程可准确表征复杂墙体构造中局部三维传热过程对整体热工性能的影响[16]。外挂墙板内、外叶均为水泥基材料，其热响应时间明显小于昼夜温度波动周期，可采用稳态传热分析连接节点局部热桥对外挂墙板整体平均传热系数的影响。
分别建立无连接节点外挂墙板、考虑连接节点影响的外挂墙板的三维传热计算模型，其中基准模型W为无连接节点外挂墙板，墙板尺寸为3.98 m×3.58 m（宽×高），内、外叶板均为60 mm厚普通钢筋混凝土板，保温层采用60 mm厚挤塑板（XPS，导热系数为0.032 W/（m·K）），墙板总厚度t为180 mm；模型WA采用图15中连接节点A构造，连接节点区域内、外叶板混凝土连通；模型WB采用图15中连接节点B构造，保温层采用100 mm厚XPS板，隔热垫采用XPS，t为220 mm；模型WC采用图15中连接节点C构造，内、外叶板分别为100、50 mm厚普通钢筋混凝土板，保温层采用60 mm厚XPS板，隔热垫采用XPS，t为210 mm；模型WD1、WD2采用图15中连接节点D构造，外叶板为20 mm厚配钢丝网自流平水泥基材料薄板，内叶板为100 mm厚普通钢筋混凝土板，保温层采用60 mm厚XPS板，t均为180 mm，模型WD1、WD2的隔热垫分别为XPS、气凝胶毡[17]（AIB，导热系数为0.018 W/（m·K））。模型WA、WB、WC、WD1和WD2的外挂墙板尺寸与基准模型W相同，室内侧参照实际工程设置截面尺寸为300 mm×600 mm（宽×高）的梁以考虑连接节点的三维传热影响。典型有限元模型见图16，模型构造及参数见表3，模型中内、外表面温度分别为20℃、-10℃，内、外表面换热阻分别取为0.11和0.04（m2·K）/W以考虑空气对流的影响，外挂墙板与梁之间参考实际工程做法填塞保温板，其他表面设为绝热边界，材料热物性参数按照GB 50176—2016《民用建筑热工设计规范》[18]取值，不考虑内、外叶板之间拉结件的影响。
图16三维传热有限元模型
Fig.163D heat transfer FEA model
模型内叶板距离保温层3 mm所在平面的温度分布见图17，连接节点剖面、内叶板厚度中心截面的热流密度矢量图分别见图18、图19。各模型墙板的平均传热系数计算结果列于表3，表中增长率为墙板平均传热系数相较无连接节点墙板的增长比例，表征点支承连接热桥效应的影响程度。由图17~图19及表3可以得到如下结果。
1）模型WA的点支承连接虽满足连接节点的结构受力需求，但内、外叶板之间连通的混凝土导热系数大于保温材料，热量在点支承连接范围的传递速率加快，温度梯度增大，形成了明显的热桥，墙体平均传热系数较无连接节点墙板提高了62.1%，严重削弱了墙板的整体热工性能，说明模型WA难以兼顾结构和热工性能。
图17模型内叶板温度分布
Fig.17Temperature cloud map in inner wythes of models
图18连接节点剖面热流密度矢量图
Fig.18Profile heat flux vector diagram of joints
2）在连接节点区域设置隔热垫后，点支承连接的热桥影响范围较模型WA明显缩小，设置XPS、AIB隔热垫的模型WD1、WD2节点区域热桥影响分别降低86.6%、95.6%，结合温度分布图、热流密度矢量图可知，内、外叶板间的混凝土破坏了保温层的连续性，是连接节点区域形成热桥的根本原因。
3）模型WB通过增大保温层厚度阻断连接节点区域热桥，其墙体平均传热系数较无连接节点墙板、模型WA分别降低了25.3%、53.9%，但墙体总厚度t增加了22.2%，说明连接节点B构造虽可兼顾结构和热工性能，但对建筑设计影响较大，保温材料用量增加较多。
图19内叶板热流密度矢量图
Fig.19Heat flux vector diagram of inner wythes
4）模型WC、WD1的墙体平均传热系数较无连接节点墙板分别提高了7.4%、8.3%，二者的温度分布图、热流密度矢量图基本一致，说明外叶板厚度对热工性能影响较小。
表3模型构造及热工计算结果
Tab.3Details and thermal performances of models
5）隔热垫材料由XPS优化为AIB后，模型WD2的平均传热系数较模型WD1降低了5.2%，较无连接节点墙板仅增加2.7%，连接节点对墙体热工性能的影响已可基本忽略，且墙体总厚度保持不变，外叶板采用的高性能材料吸水率低、抗裂性能优异，内、外叶板非组合受力模式受力清晰，可明显降低内外温差下外叶板的开裂风险，提出的连接节点D可实现结构、热工、建筑设计和外饰面耐久性的协同提升。
6）相较XPS隔热垫，AIB隔热垫节点区域的整体热流密度明显降低，热量进一步集中通过连接螺栓，对于超低能耗、近零能耗建筑，可使用低导热不锈钢螺栓或纤维增强复合材料（FRP）棒材代替普通钢螺栓，进一步实现节点区域的热桥消解。
4 结论
1）试验模型梁纵筋先于柱纵筋受拉屈服，连接节点未发生破坏，破坏集中在梁端塑性铰区域，节点核心区未见明显开裂，套筒挤压连接接头未见破坏，实现了“强柱弱梁、强节点弱构件”的破坏模式，极限层间位移角约为1/30，采用的连接构造可保证装配式框架结构的整体抗震性能。
2）外挂墙板连接螺栓是否拧紧对主体框架弹性阶段的抗侧刚度影响差别不大，螺栓干挂连接和U形连接筋湿挂连接对主体框架达到弹塑性位移角限值前的抗震性能影响差别不大，U形连接筋湿挂连接外挂墙板对主体框架在大侧移下（层间位移角为1/40~1/30）的抗侧贡献大于螺栓干挂连接外挂墙板。
3）在框架梁带动下外挂墙板位移模式为旋转式位移模式，外挂墙板底部水平侧移大于层间位移，底部限位设计需考虑旋转位移的影响；引入U形钢板阻尼器后外挂墙板在大侧移下的刚体转动减少16%~30%，同时对主体框架的破坏模式、承载能力和变形能力影响不显著，可采用U形钢板阻尼器控制大尺寸外挂墙板的位移，实现墙板间接缝宽度与密封胶施工便利性、位移能力的合理匹配。
4）组合受力外挂墙板内、外叶间的混凝土在连接节点区形成热桥，导致外挂墙板热工性能削弱62.1%；在节点区域内、外叶混凝土之间设置挤塑板隔热垫可将热桥影响降低86.6%，隔热垫可实现连接节点区域附近的热桥消解。对于超低能耗、近零能耗建筑，可使用气凝胶毡隔热垫、低导热不锈钢螺栓或纤维增强复合材料（FRP）棒材进一步提升热桥消解效果。
