焊接翼緣板加強式梁柱剛性連接設(shè)計

焊接翼緣板加強式梁柱剛性連接設(shè)計

0wfp連接研究美國北庭地震和日本赤神地震后，發(fā)現(xiàn)傳統(tǒng)的鋼框架連接形式和滑動連接，導(dǎo)致大傾角破壞。為此很多學(xué)者提出了通過改善節(jié)點構(gòu)造將塑性鉸外移的思想。焊接翼緣板加強式梁柱剛性連接WFP(weldflangeplate)(以下簡稱“翼緣板式連接”)是其中的一種改進型連接形式,它通過在梁端加焊一塊加強板,并通過合理的構(gòu)造使塑性鉸遠(yuǎn)離梁柱連接處。Kim等曾對WFP連接進行過試驗研究,他的研究主要集中在加強板的形式、幾何尺寸和連接的細(xì)部構(gòu)造上,對梁的翼緣和腹板的寬厚比對此種連接的影響并沒有進行深入的研究,且試驗中并沒有考慮柱軸力的影響。目前,我國對WFP連接的研究未見報道。本文的試驗主要研究在滿足我國抗震規(guī)范要求的前提下,梁翼緣的寬厚比和腹板的高厚比、節(jié)點域、加強板厚度等因素對WFP連接性能的影響,為正在修訂的《高層民用建筑鋼結(jié)構(gòu)技術(shù)規(guī)程》(JGJ99—98)提供試驗依據(jù)。1模型試驗1.1試件與梁腹板、板板與板板的連接方式不同試件采用高層鋼框架連接中常用的1/2縮尺模型,Q345B鋼板焊接,試件的截面尺寸列于表1中。翼緣板式連接試件共4個:WFP-1和WFP-2除梁翼緣寬厚比不同外,其它參數(shù)基本相同(繞強軸的截面模量也基本相同),主要是為了考察梁翼緣在塑性范圍內(nèi)局部屈曲的影響,考察較大的翼緣寬厚比能不能滿足梁端塑性轉(zhuǎn)角達到0.03rad的要求。試件WFP-2和WFP-3的梁腹板高厚比不同,主要是為了考察梁腹板局部屈曲的影響。試件WFP-4采用了較弱的節(jié)點域,主要考察節(jié)點域較弱時連接的破壞模式及節(jié)點域塑性變形對整體變形的影響。蓋板連接試件CP-1與WFP-2尺寸相同,只是梁翼緣與柱翼緣采用蓋板連接,考察這種連接對整個試件性能的影響。翼緣板式連接按《鋼結(jié)構(gòu)設(shè)計規(guī)范》(GB50017—2003)和《建筑抗震設(shè)計規(guī)范》(GB50011—2001)進行設(shè)計,細(xì)部構(gòu)造參考FEMA-350。1.2wfp的主要結(jié)構(gòu)要求和設(shè)計過程1.2.1翼緣板式連接加強板與梁翼緣采用3條角焊縫連接;梁腹板上的剪切板與柱采用雙面角焊縫繞焊,與梁腹板采用三面圍焊連接;加強板與柱采用單面坡口焊;翼緣板式連接的梁翼緣不與柱直接相連,而是通過加強板與柱翼緣連接;柱加勁板比加強板厚2mm,且外邊緣平齊(對于蓋板連接來說,柱加勁板厚度為梁翼緣厚度與蓋板的厚度之和再加上2mm,即22mm)。翼緣板式連接(WFP)與蓋板連接(CP)的不同點為:前者梁翼緣不直接與柱翼緣連接,而是通過加強板過渡;后者梁翼緣和蓋板一起直接與柱翼緣焊接,梁翼緣和蓋板采用同一個坡口與柱翼緣焊接。1.2.2梁柱接觸網(wǎng)計算(1)初步確定加強板的長度lfp,初始可以取0.5hb(hb為梁截面全高),后面根據(jù)焊縫的要求進行調(diào)整。(2)根據(jù)梁翼緣的寬度來確定加強板的寬度bfp,加強板的寬度一般可取bb+4tbf,bb為梁翼緣的寬度,tbf為梁翼緣的厚度。(3)計算梁的塑性彎矩MpMp=Wpbfy(1)Μp=Wpbfy(1)式中,Wpb為梁塑性截面模量;fy為材料的屈服強度。(4)計算梁柱連接處柱表面的彎矩Mc(假定梁塑性鉸位于加強板外1/4梁高處)Mc=ηMpl0?hc2lp(2)Μc=ηΜpl0-hc2lp(2)其中,lp=l02?hc2?lfp?hb4lp=l02-hc2-lfp-hb4;l0為梁的跨度;hc為柱截面的高度;η為材料超強系數(shù),對Q345鋼可取1.1。(5)確定加強板的厚度tfp(假定梁端的彎矩全部通過加強板傳遞)tfp=Mcfybfp(hb+tfp)(3)tfp=Μcfybfp(hb+tfp)(3)(6)驗算連接焊縫的強度0.7(1.22lw1hf1+2lw2hf2)fwf≥bfptfpfy(4)0.7(1.22lw1hf1+2lw2hf2)ffw≥bfptfpfy(4)式中,lw1為加強板正面角焊縫的計算長度,當(dāng)采用引弧板時,可取梁翼緣的寬度;lw2為加強板側(cè)面角焊縫的計算長度;hf1和hf2分別為正面角焊縫和側(cè)面角焊縫的焊腳尺寸;fwf為角焊縫的抗拉、抗剪和抗壓強度設(shè)計值。式(4)右側(cè)用fy是為了保證焊縫能夠承受加強板的全截面塑性拉壓力。根據(jù)式(4)調(diào)整lfp,重復(fù)(2)～(6),直到滿足要求為止。(7)按與腹板等強原則確定剪切板和焊縫尺寸。(8)根據(jù)《建筑抗震設(shè)計規(guī)范》(GB50011—2001)分別驗算強柱弱梁和節(jié)點域。1.3加載裝置及加載針對水平地震作用下框架變形的特點,選擇梁柱反彎點間的邊框架節(jié)點進行試驗。試驗時將試件固定在反力架上,分別在柱的兩端設(shè)置簡支條件,使柱端可以產(chǎn)生轉(zhuǎn)角,但不能發(fā)生水平位移。柱頂放置一個液壓千斤頂,對柱施加1300kN的軸向壓力,約相當(dāng)于柱全截面屈服壓力的50%;在梁懸臂端由MTS進行循環(huán)加載。在梁端設(shè)置了側(cè)向支撐以防止梁發(fā)生整體失穩(wěn)。圖2為試驗加載裝置示意圖。按SeismicProvisionsforStructuralSteelBuildings的建議,以層間側(cè)移角來控制加載。以層間側(cè)移角(相應(yīng)的梁端位移)加載的循環(huán)數(shù)為:(1)0.00375rad(6.75mm),6個循環(huán);(2)0.005rad(9.0mm),6個循環(huán);(3)0.0075rad(13.5mm),6個循環(huán);(4)0.01rad(18mm),4個循環(huán);(5)0.015rad(27mm),2個循環(huán);(6)0.02rad(36mm),2個循環(huán);(7)0.03rad(54mm),2個循環(huán);(8)0.04rad(72mm),2個循環(huán);(9)0.05rad(90mm),2個循環(huán);(10)每次增加0.01rad(18mm),2個循環(huán),直到破壞。試驗時以連接處梁端轉(zhuǎn)角代替層間側(cè)移角,近似用梁端位移/梁長表示。由于MTS內(nèi)位移和外位移有一定偏差,試驗時用內(nèi)位移控制,加載實際位移較上述值略大。試件的材性試驗結(jié)果見表2。2試驗中的破壞特征2.1加強板內(nèi)局部屈曲梁加載到95mm左右時,梁上翼緣在加強板外大約hb/2處發(fā)生大面積的銹皮脫落,隨后梁上翼緣發(fā)生局部屈曲,翼緣凸起。接著在梁上下翼緣加強板前端hb范圍內(nèi)多處出現(xiàn)局部屈曲(見圖3),形成塑性鉸,最后梁側(cè)向支撐不能起有效作用,梁發(fā)生整體失穩(wěn)。加載結(jié)束后可以觀察到,梁腹板也產(chǎn)生了局部屈曲。在節(jié)點域處發(fā)生較大的變形,銹皮完全脫落。柱翼緣發(fā)生局部變形,大致被加勁板分成3段。翼緣的局部屈曲主要發(fā)生在加強板外hb/4～hb范圍內(nèi)。試件加載結(jié)束時,加強板及連接焊縫完好,沒有發(fā)現(xiàn)局部屈曲和斷裂破壞現(xiàn)象。2.2局部屈曲和斷裂加載到75mm時梁的翼緣開始出現(xiàn)銹皮脫落,大約在加強板外hb長度處梁上翼緣出現(xiàn)局部屈曲,隨后在梁加強板前端的hb長度范圍以內(nèi)梁上、下翼緣多處發(fā)生局部屈曲,隨著加載的進行梁段發(fā)生較大的扭轉(zhuǎn),最后梁產(chǎn)生較大出平面彎曲,承載力下降較多而停止了加載。節(jié)點域處有較大的塑性變形,銹皮全部脫落。加載結(jié)束時,加強板及連接焊縫完好,未發(fā)現(xiàn)局部屈曲和斷裂破壞現(xiàn)象。WFP-2梁翼緣的局部屈曲見圖4。2.3節(jié)點域與柱翼緣處局部屈曲形貌梁的塑性鉸不明顯,梁發(fā)生整體屈曲破壞。梁產(chǎn)生出平面的彎曲和扭轉(zhuǎn)。梁腹板的屈服現(xiàn)象比較明顯,大致以梁腹板中線為中心,屈服線沿45°對稱分布。節(jié)點域發(fā)生較大的剪切變形,銹皮全部脫落。節(jié)點域附近柱翼緣發(fā)生較明顯的變形。在加強板前端可以觀察到梁翼緣的局部屈曲。加強板及連接焊縫完好,沒有發(fā)現(xiàn)局部屈曲和斷裂破壞現(xiàn)象。WFP-3破壞時的整體變形見圖5。2.4節(jié)點域與柱翼緣處的剪切變形塑性鉸比較明顯,梁發(fā)生整體失穩(wěn)破壞。塑性鉸區(qū)段大致在加強板前端hb/4～hb/2(hb=300mm)處。節(jié)點域發(fā)生較大的剪切變形,銹皮全部脫落。柱翼緣在節(jié)點域附近產(chǎn)生很大的變形。最后由于梁在塑性鉸處的出平面彎扭較大,且柱也發(fā)生了明顯的扭轉(zhuǎn)而停止了加載。加強板及連接焊縫完好,沒有發(fā)現(xiàn)局部屈曲和斷裂破壞現(xiàn)象。破壞時的變形見圖6。2.5翼緣扭曲成“s”形部屈曲,見圖7,最終形成塑性鉸。梁發(fā)生整體失穩(wěn)破壞。在加載到95mm位移時梁下翼緣發(fā)生翼緣平面內(nèi)的扭曲成“S”形。節(jié)點域首先發(fā)現(xiàn)水平銹皮紋理,然后是豎向銹皮紋理,最后銹皮完全脫落。加載結(jié)束后,蓋板和連接焊縫完好。3試驗結(jié)果及分析3.1wfp-2試件承載力分析滯回曲線是進行結(jié)構(gòu)抗震性能評價的主要依據(jù)。圖8給出了各個試件梁端的荷載-位移滯回曲線。由圖可知:(1)所有試件的滯回曲線均相似,成明顯的方梭形,曲線飽滿沒有出現(xiàn)捏攏現(xiàn)象。在95mm控制位移以前,同級的曲線吻合較好,從控制位移95mm開始曲線出現(xiàn)了分離,說明梁已經(jīng)發(fā)生了較大的塑性變形。(2)WFP-1試件翼緣較容易發(fā)生局部屈曲,承載力退化較明顯。(3)WFP-3試件的承載力較高,原因是采用了較厚的梁腹板,梁腹板高厚比較小,產(chǎn)生屈曲較晚。(4)WFP-4采用了較弱的節(jié)點域,承載力較低,但退化較緩慢,滯回環(huán)最為飽滿。(5)翼緣板式連接和蓋板連接的承載力逐步退化,塑性發(fā)展充分,提高了連接的延性。(6)蓋板連接的滯回性能與翼緣板式連接相近。表3給出了各試件的最大位移δu和極限荷載Pu以及塑性鉸處梁最大彎矩Mu與全塑性彎矩Mp之比。3.2梁端總轉(zhuǎn)角p梁的塑性轉(zhuǎn)角是評價連接耗能性能的重要指標(biāo),0.03rad的塑性轉(zhuǎn)動是抗震性能好的最低標(biāo)準(zhǔn)。圖9給出了WFP-4試件的M/Mp-θp和M/Mp-θ曲線。M為梁塑性鉸處彎矩,可以通過梁端荷載和荷載作用點到塑性鉸的距離來計算。Mp按材性試驗結(jié)果計算。塑性轉(zhuǎn)角θp由梁端總轉(zhuǎn)角θ減去彈性部分獲得。θ=δ/l(5)θp=θ?MKe=θ?PlKe(6)θ=δ/l(5)θp=θ-ΜΚe=θ-ΡlΚe(6)式中,δ為加載點豎向位移;l為加載點到柱形心的距離;P為梁端荷載;Ke為梁彈性轉(zhuǎn)動剛度,由彈性階段的梁端彎矩除以梁端轉(zhuǎn)角獲得。表4給出了各試件的梁端總轉(zhuǎn)角θ和塑性轉(zhuǎn)角θp。由表4可知,θp≥0.03rad,θ≥0.05rad,可見翼緣板式連接和蓋板連接的變形能力都很好。在翼緣板式連接中,WFP-4試件的塑性變形能力最大,它的塑性轉(zhuǎn)角和總轉(zhuǎn)角都明顯大于其它試件,可見較弱的節(jié)點域能明顯提高連接的變形能力。WFP-1、WFP-2、WFP-3、WFP-4、CP-1塑性轉(zhuǎn)角占總轉(zhuǎn)角的百分比分別為83.1%,80.7%,78.6%,80.1%,76.7%,可見塑性變形在總變形中占相當(dāng)大的比重。3.3節(jié)點域腹板的厚度降低,對于變形的影響大圖10為WFP-1和WFP-4試件的彎矩M/Mp與節(jié)點域剪切變形γ的關(guān)系曲線,各試件的剪切變形列于表5中。所有試件節(jié)點域的剪切變形在總轉(zhuǎn)角中的比重都在50%左右,可見節(jié)點域的變形是連接變形的重要的組成部分。WFP-4的節(jié)點域剪切變形占總轉(zhuǎn)角的73.1%,可見采用較弱節(jié)點域的WFP-4試件的轉(zhuǎn)角變形主要源自節(jié)點域。WFP-4試件與WFP-2試件相比節(jié)點域腹板的厚度降低20%,節(jié)點域的剪切變形將提高96%,節(jié)點域變形占總變形的比重提高了66.5%,可見降低節(jié)點域的厚度對提高轉(zhuǎn)動能力是相當(dāng)明顯的。在加載后期,由于梁的整體屈曲和局部屈曲吸收了能量,造成節(jié)點域剪切變形的中點偏離了原點。3.4滯回環(huán)圍面積及能耗能力的確定耗能能力是評價結(jié)構(gòu)抗震性能的重要指標(biāo)。耗能能力可通過荷載-位移滯回曲線一次循環(huán)中滯回環(huán)所圍面積的大小來反映,即每次循環(huán)中滯回環(huán)所圍面積的大小就可反映結(jié)構(gòu)在本次循環(huán)中消耗地震能量的多少。本文采用等效粘滯阻尼系數(shù)he來表達結(jié)構(gòu)構(gòu)件的耗能能力(取每個試件最后一個完整的滯回環(huán)計算)。所有試件的等效粘滯系數(shù)he見表6。由表6可知,試件WFP-4的耗能能力最好。3.5極限承載力下降至骨架曲線位移延性系數(shù)為μ=δu/δy(7)μ=δu/δy(7)式中,δu為P-δ骨架曲線中極限承載力下降到85%時的位移;δy為屈服位移,即梁塑性鉸截面邊緣纖維屈服時的位移。表7給出了各試件的位移延性系數(shù)。由表7可知,翼緣板式連接和蓋板式連接塑性發(fā)展都很充分,位移延性系數(shù)較大。3.6加載過程中應(yīng)變的校核圖11給出了試件WFP-1的縱向應(yīng)變沿梁縱向隨梁端位移的變化情況。由圖可見柱加勁板上的應(yīng)變在加載過程中一直比較小,最大應(yīng)變約為εy/4(屈服應(yīng)變εy=2000×10-6)。梁段最大應(yīng)變位于加強板上的C點位置,應(yīng)變值為4700×10-6,為2.7εy,可見在加強板的末端焊縫連接處,加強板也有較大的應(yīng)變,說明這里已有塑性變形,但加強板沒有產(chǎn)生局部屈曲現(xiàn)象。3.7梁端位移0.圖12給出了試件WFP-4加強板縱向應(yīng)變沿橫截面的變化規(guī)律。由圖可見梁端位移在40mm以前應(yīng)變分布比較均勻,從梁端位移57mm開始應(yīng)變分布變得不均勻,大致成“W”形。圖中的最大應(yīng)變大約為13500×10-6,相當(dāng)于6.5εy。在梁端位移40mm時,最大應(yīng)變約為3000×10-6,相當(dāng)于1.5εy,在梁端位移57mm時應(yīng)變發(fā)生了很大的變化,最大應(yīng)變值達到13500×10-6,加強板前端進入了強化階段。而在梁端位移76mm時,應(yīng)變的變化很小。在梁端位移95mm時,最大應(yīng)變反而下降到6000×10-6,可能是梁翼緣已經(jīng)發(fā)生了較大的局部屈曲吸收了很大的能量,導(dǎo)致了加強板的應(yīng)變降低。4強震區(qū)的驗算通過4個翼緣板式連接(WFP-1～WFP-4)和1個蓋板連接(CP-1)1/2縮尺的高層鋼結(jié)構(gòu)梁柱剛性連接試件模型的試驗研究,考察了梁翼緣寬厚比