焊接翼缘板加强式梁柱刚性连接设计

焊接翼缘板加强式梁柱刚性连接设计

0wfp连接研究美国北庭地震和日本赤神地震后，发现传统的钢框架连接形式和滑动连接，导致大倾角破坏。为此很多学者提出了通过改善节点构造将塑性铰外移的思想。焊接翼缘板加强式梁柱刚性连接WFP(weldflangeplate)(以下简称“翼缘板式连接”)是其中的一种改进型连接形式,它通过在梁端加焊一块加强板,并通过合理的构造使塑性铰远离梁柱连接处。Kim等曾对WFP连接进行过试验研究,他的研究主要集中在加强板的形式、几何尺寸和连接的细部构造上,对梁的翼缘和腹板的宽厚比对此种连接的影响并没有进行深入的研究,且试验中并没有考虑柱轴力的影响。目前,我国对WFP连接的研究未见报道。本文的试验主要研究在满足我国抗震规范要求的前提下,梁翼缘的宽厚比和腹板的高厚比、节点域、加强板厚度等因素对WFP连接性能的影响,为正在修订的《高层民用建筑钢结构技术规程》(JGJ99—98)提供试验依据。1模型试验1.1试件与梁腹板、板板与板板的连接方式不同试件采用高层钢框架连接中常用的1/2缩尺模型,Q345B钢板焊接,试件的截面尺寸列于表1中。翼缘板式连接试件共4个:WFP-1和WFP-2除梁翼缘宽厚比不同外,其它参数基本相同(绕强轴的截面模量也基本相同),主要是为了考察梁翼缘在塑性范围内局部屈曲的影响,考察较大的翼缘宽厚比能不能满足梁端塑性转角达到0.03rad的要求。试件WFP-2和WFP-3的梁腹板高厚比不同,主要是为了考察梁腹板局部屈曲的影响。试件WFP-4采用了较弱的节点域,主要考察节点域较弱时连接的破坏模式及节点域塑性变形对整体变形的影响。盖板连接试件CP-1与WFP-2尺寸相同,只是梁翼缘与柱翼缘采用盖板连接,考察这种连接对整个试件性能的影响。翼缘板式连接按《钢结构设计规范》(GB50017—2003)和《建筑抗震设计规范》(GB50011—2001)进行设计,细部构造参考FEMA-350。1.2wfp的主要结构要求和设计过程1.2.1翼缘板式连接加强板与梁翼缘采用3条角焊缝连接;梁腹板上的剪切板与柱采用双面角焊缝绕焊,与梁腹板采用三面围焊连接;加强板与柱采用单面坡口焊;翼缘板式连接的梁翼缘不与柱直接相连,而是通过加强板与柱翼缘连接;柱加劲板比加强板厚2mm,且外边缘平齐(对于盖板连接来说,柱加劲板厚度为梁翼缘厚度与盖板的厚度之和再加上2mm,即22mm)。翼缘板式连接(WFP)与盖板连接(CP)的不同点为:前者梁翼缘不直接与柱翼缘连接,而是通过加强板过渡;后者梁翼缘和盖板一起直接与柱翼缘焊接,梁翼缘和盖板采用同一个坡口与柱翼缘焊接。1.2.2梁柱接触网计算(1)初步确定加强板的长度lfp,初始可以取0.5hb(hb为梁截面全高),后面根据焊缝的要求进行调整。(2)根据梁翼缘的宽度来确定加强板的宽度bfp,加强板的宽度一般可取bb+4tbf,bb为梁翼缘的宽度,tbf为梁翼缘的厚度。(3)计算梁的塑性弯矩MpMp=Wpbfy(1)Μp=Wpbfy(1)式中,Wpb为梁塑性截面模量;fy为材料的屈服强度。(4)计算梁柱连接处柱表面的弯矩Mc(假定梁塑性铰位于加强板外1/4梁高处)Mc=ηMpl0−hc2lp(2)Μc=ηΜpl0-hc2lp(2)其中,lp=l02−hc2−lfp−hb4lp=l02-hc2-lfp-hb4;l0为梁的跨度;hc为柱截面的高度;η为材料超强系数,对Q345钢可取1.1。(5)确定加强板的厚度tfp(假定梁端的弯矩全部通过加强板传递)tfp=Mcfybfp(hb+tfp)(3)tfp=Μcfybfp(hb+tfp)(3)(6)验算连接焊缝的强度0.7(1.22lw1hf1+2lw2hf2)fwf≥bfptfpfy(4)0.7(1.22lw1hf1+2lw2hf2)ffw≥bfptfpfy(4)式中,lw1为加强板正面角焊缝的计算长度,当采用引弧板时,可取梁翼缘的宽度;lw2为加强板侧面角焊缝的计算长度;hf1和hf2分别为正面角焊缝和侧面角焊缝的焊脚尺寸;fwf为角焊缝的抗拉、抗剪和抗压强度设计值。式(4)右侧用fy是为了保证焊缝能够承受加强板的全截面塑性拉压力。根据式(4)调整lfp,重复(2)～(6),直到满足要求为止。(7)按与腹板等强原则确定剪切板和焊缝尺寸。(8)根据《建筑抗震设计规范》(GB50011—2001)分别验算强柱弱梁和节点域。1.3加载装置及加载针对水平地震作用下框架变形的特点,选择梁柱反弯点间的边框架节点进行试验。试验时将试件固定在反力架上,分别在柱的两端设置简支条件,使柱端可以产生转角,但不能发生水平位移。柱顶放置一个液压千斤顶,对柱施加1300kN的轴向压力,约相当于柱全截面屈服压力的50%;在梁悬臂端由MTS进行循环加载。在梁端设置了侧向支撑以防止梁发生整体失稳。图2为试验加载装置示意图。按SeismicProvisionsforStructuralSteelBuildings的建议,以层间侧移角来控制加载。以层间侧移角(相应的梁端位移)加载的循环数为:(1)0.00375rad(6.75mm),6个循环;(2)0.005rad(9.0mm),6个循环;(3)0.0075rad(13.5mm),6个循环;(4)0.01rad(18mm),4个循环;(5)0.015rad(27mm),2个循环;(6)0.02rad(36mm),2个循环;(7)0.03rad(54mm),2个循环;(8)0.04rad(72mm),2个循环;(9)0.05rad(90mm),2个循环;(10)每次增加0.01rad(18mm),2个循环,直到破坏。试验时以连接处梁端转角代替层间侧移角,近似用梁端位移/梁长表示。由于MTS内位移和外位移有一定偏差,试验时用内位移控制,加载实际位移较上述值略大。试件的材性试验结果见表2。2试验中的破坏特征2.1加强板内局部屈曲梁加载到95mm左右时,梁上翼缘在加强板外大约hb/2处发生大面积的锈皮脱落,随后梁上翼缘发生局部屈曲,翼缘凸起。接着在梁上下翼缘加强板前端hb范围内多处出现局部屈曲(见图3),形成塑性铰,最后梁侧向支撑不能起有效作用,梁发生整体失稳。加载结束后可以观察到,梁腹板也产生了局部屈曲。在节点域处发生较大的变形,锈皮完全脱落。柱翼缘发生局部变形,大致被加劲板分成3段。翼缘的局部屈曲主要发生在加强板外hb/4～hb范围内。试件加载结束时,加强板及连接焊缝完好,没有发现局部屈曲和断裂破坏现象。2.2局部屈曲和断裂加载到75mm时梁的翼缘开始出现锈皮脱落,大约在加强板外hb长度处梁上翼缘出现局部屈曲,随后在梁加强板前端的hb长度范围以内梁上、下翼缘多处发生局部屈曲,随着加载的进行梁段发生较大的扭转,最后梁产生较大出平面弯曲,承载力下降较多而停止了加载。节点域处有较大的塑性变形,锈皮全部脱落。加载结束时,加强板及连接焊缝完好,未发现局部屈曲和断裂破坏现象。WFP-2梁翼缘的局部屈曲见图4。2.3节点域与柱翼缘处局部屈曲形貌梁的塑性铰不明显,梁发生整体屈曲破坏。梁产生出平面的弯曲和扭转。梁腹板的屈服现象比较明显,大致以梁腹板中线为中心,屈服线沿45°对称分布。节点域发生较大的剪切变形,锈皮全部脱落。节点域附近柱翼缘发生较明显的变形。在加强板前端可以观察到梁翼缘的局部屈曲。加强板及连接焊缝完好,没有发现局部屈曲和断裂破坏现象。WFP-3破坏时的整体变形见图5。2.4节点域与柱翼缘处的剪切变形塑性铰比较明显,梁发生整体失稳破坏。塑性铰区段大致在加强板前端hb/4～hb/2(hb=300mm)处。节点域发生较大的剪切变形,锈皮全部脱落。柱翼缘在节点域附近产生很大的变形。最后由于梁在塑性铰处的出平面弯扭较大,且柱也发生了明显的扭转而停止了加载。加强板及连接焊缝完好,没有发现局部屈曲和断裂破坏现象。破坏时的变形见图6。2.5翼缘扭曲成“s”形部屈曲,见图7,最终形成塑性铰。梁发生整体失稳破坏。在加载到95mm位移时梁下翼缘发生翼缘平面内的扭曲成“S”形。节点域首先发现水平锈皮纹理,然后是竖向锈皮纹理,最后锈皮完全脱落。加载结束后,盖板和连接焊缝完好。3试验结果及分析3.1wfp-2试件承载力分析滞回曲线是进行结构抗震性能评价的主要依据。图8给出了各个试件梁端的荷载-位移滞回曲线。由图可知:(1)所有试件的滞回曲线均相似,成明显的方梭形,曲线饱满没有出现捏拢现象。在95mm控制位移以前,同级的曲线吻合较好,从控制位移95mm开始曲线出现了分离,说明梁已经发生了较大的塑性变形。(2)WFP-1试件翼缘较容易发生局部屈曲,承载力退化较明显。(3)WFP-3试件的承载力较高,原因是采用了较厚的梁腹板,梁腹板高厚比较小,产生屈曲较晚。(4)WFP-4采用了较弱的节点域,承载力较低,但退化较缓慢,滞回环最为饱满。(5)翼缘板式连接和盖板连接的承载力逐步退化,塑性发展充分,提高了连接的延性。(6)盖板连接的滞回性能与翼缘板式连接相近。表3给出了各试件的最大位移δu和极限荷载Pu以及塑性铰处梁最大弯矩Mu与全塑性弯矩Mp之比。3.2梁端总转角p梁的塑性转角是评价连接耗能性能的重要指标,0.03rad的塑性转动是抗震性能好的最低标准。图9给出了WFP-4试件的M/Mp-θp和M/Mp-θ曲线。M为梁塑性铰处弯矩,可以通过梁端荷载和荷载作用点到塑性铰的距离来计算。Mp按材性试验结果计算。塑性转角θp由梁端总转角θ减去弹性部分获得。θ=δ/l(5)θp=θ−MKe=θ−PlKe(6)θ=δ/l(5)θp=θ-ΜΚe=θ-ΡlΚe(6)式中,δ为加载点竖向位移;l为加载点到柱形心的距离;P为梁端荷载;Ke为梁弹性转动刚度,由弹性阶段的梁端弯矩除以梁端转角获得。表4给出了各试件的梁端总转角θ和塑性转角θp。由表4可知,θp≥0.03rad,θ≥0.05rad,可见翼缘板式连接和盖板连接的变形能力都很好。在翼缘板式连接中,WFP-4试件的塑性变形能力最大,它的塑性转角和总转角都明显大于其它试件,可见较弱的节点域能明显提高连接的变形能力。WFP-1、WFP-2、WFP-3、WFP-4、CP-1塑性转角占总转角的百分比分别为83.1%,80.7%,78.6%,80.1%,76.7%,可见塑性变形在总变形中占相当大的比重。3.3节点域腹板的厚度降低,对于变形的影响大图10为WFP-1和WFP-4试件的弯矩M/Mp与节点域剪切变形γ的关系曲线,各试件的剪切变形列于表5中。所有试件节点域的剪切变形在总转角中的比重都在50%左右,可见节点域的变形是连接变形的重要的组成部分。WFP-4的节点域剪切变形占总转角的73.1%,可见采用较弱节点域的WFP-4试件的转角变形主要源自节点域。WFP-4试件与WFP-2试件相比节点域腹板的厚度降低20%,节点域的剪切变形将提高96%,节点域变形占总变形的比重提高了66.5%,可见降低节点域的厚度对提高转动能力是相当明显的。在加载后期,由于梁的整体屈曲和局部屈曲吸收了能量,造成节点域剪切变形的中点偏离了原点。3.4滞回环围面积及能耗能力的确定耗能能力是评价结构抗震性能的重要指标。耗能能力可通过荷载-位移滞回曲线一次循环中滞回环所围面积的大小来反映,即每次循环中滞回环所围面积的大小就可反映结构在本次循环中消耗地震能量的多少。本文采用等效粘滞阻尼系数he来表达结构构件的耗能能力(取每个试件最后一个完整的滞回环计算)。所有试件的等效粘滞系数he见表6。由表6可知,试件WFP-4的耗能能力最好。3.5极限承载力下降至骨架曲线位移延性系数为μ=δu/δy(7)μ=δu/δy(7)式中,δu为P-δ骨架曲线中极限承载力下降到85%时的位移;δy为屈服位移,即梁塑性铰截面边缘纤维屈服时的位移。表7给出了各试件的位移延性系数。由表7可知,翼缘板式连接和盖板式连接塑性发展都很充分,位移延性系数较大。3.6加载过程中应变的校核图11给出了试件WFP-1的纵向应变沿梁纵向随梁端位移的变化情况。由图可见柱加劲板上的应变在加载过程中一直比较小,最大应变约为εy/4(屈服应变εy=2000×10-6)。梁段最大应变位于加强板上的C点位置,应变值为4700×10-6,为2.7εy,可见在加强板的末端焊缝连接处,加强板也有较大的应变,说明这里已有塑性变形,但加强板没有产生局部屈曲现象。3.7梁端位移0.图12给出了试件WFP-4加强板纵向应变沿横截面的变化规律。由图可见梁端位移在40mm以前应变分布比较均匀,从梁端位移57mm开始应变分布变得不均匀,大致成“W”形。图中的最大应变大约为13500×10-6,相当于6.5εy。在梁端位移40mm时,最大应变约为3000×10-6,相当于1.5εy,在梁端位移57mm时应变发生了很大的变化,最大应变值达到13500×10-6,加强板前端进入了强化阶段。而在梁端位移76mm时,应变的变化很小。在梁端位移95mm时,最大应变反而下降到6000×10-6,可能是梁翼缘已经发生了较大的局部屈曲吸收了很大的能量,导致了加强板的应变降低。4强震区的验算通过4个翼缘板式连接(WFP-1～WFP-4)和1个盖板连接(CP-1)1/2缩尺的高层钢结构梁柱刚性连接试件模型的试验研究,考察了梁翼缘宽厚比