【正文】 o specimens 3 and 4 were 890 kN (200 kip) and 912 kN (205 kip). The loadcarrying capacity deteriorated by 20% at the end of the tests for negative cycles due to the web and the flange local buckling. This gradual reduction started after about to rad of plastic rotation. The loadcarrying capacity during positive cycles (axial tension applied in the girder) did not deteriorate as evidenced with the slope of the force–displacement envelope for specimen 3 shown in Fig. 17. A photograph of specimen 3 before testing is shown in Fig. 18. Fig. 19 is a Fig. 16. Hysteretic behavior of specimens 3 and 4 in terms of moment at middle RBS versus beam plastic rotation. photograph of specimen 4 taken after the application of rad displacem ent cycles, showing yielding and local buckling at the hinge region. The beam web yielded over its full depth. The most intense yielding was observed in the web bottom portion, between the bottom flange and the middle stiffener. The web top portion also showed yielding, although less severe than within the bottom portion. Yielding was observed in the longitudinal stiffener. No yiel ding was observed in the web of the column in the joint panel zone. The un reduced portion of the beam flanges near the face of the column did not show yielding either. The maximum displacement applied was 174 mm, and the maximum moment at the middle of the RBS was times the plastic mom ent capacity of the beam. The plastic hinge rotation reached was about rad (the hinge is located at a distance from the column surface,where d is the depth of the beam). . Strain distribution around connection The strain distribution across the flanges–outer surface of specimen 3 is shown in Figs. 20 and 21. The readings and the distributions of the strains in specimens 1, 2 and 4 (not presented) showed a similar trend. Also the seque nce of yielding in these specimens is similar to specimen 3. The strain at 51 mm from the column in the top flange–outer surface remained below % during negative cycles. The top flange, at the same location, yielded in pression only. The longitudinal strains along the centerline of the bottom–flange outer face are shown in Figs. 22 and 23 for positive and negative cycles, respectively. From , it is found that the strain on the RBS bees several times larg er than that near the column after cycles at –。 在負載周期時，塑性旋度為 到 時將會產生一個逐漸的強度的減弱。 6．結論 基于由實驗而得的數據，以及應用于儀器的解析法，得出如下結論： 對于所有的試樣，塑性旋度均超出 %。累計能量消散是以封入區(qū)域的橫向荷載的滯后回線之和表示的。試樣 4的應變記錄和分布狀態(tài)呈現了相似的趨勢。最強的屈服發(fā)生在腹板的底部，底緣和中間加勁肋之間。然而，在將試樣 3 移動到實驗室之外時，卻發(fā)現在底緣與柱子的焊接處有一個微小的裂縫。在 △ y時，腹板彎曲發(fā)生并明顯伴隨著底緣的屈服。 RBS 中形成塑性膠，并伴隨著梁的腹板和翼緣的大規(guī)模的屈服。試樣 2 的測試到此結束，因為已經到了實驗裝置加載的極限。這里要說明的是，在滯后回線中，腹板和翼緣的局部彎曲并沒附有重要的損壞。 試樣 1和 2 試樣 1 和 2 的變化見圖 13。板的連接區(qū)域和柱子保持彈性，如設計預期的一樣。 每個試樣的滯后反應見圖 13和圖 16。 4．荷載歷史 試樣被加以周期性交替的荷載，其末端的位移 △ y 的增加如圖 4 所示。加勁肋采用 CJP 的形式焊接到柱的邊緣。 應用全焊接腹板結點。經測定的梁翼緣屈服應力值等于372Mpa（ 54ksi），整體的強度范圍是從 502Mpa（ ）到 543Mpa（ ）。 根據實驗布置的動力學要求，隨著側面的元件放置，軸向的元件，元件 1和元件 2，將釘到 B 和 C中去， 如圖 8 所示。 3．實踐規(guī)劃 如圖 6 所示，實驗布置是為了研究基于典型的 CGMRF 結構下的結點在動力學中的能量耗散。這是框架的屈服中心，在柱子被固定后將在柱底部形成塑性鉸。對于連續(xù)梁，假定兩個模型點 B和 C之間的形變硬化比有 3%的彈性比?？蚣艿奶厣侨s束（ FR）。聯(lián)結桿在結構中模擬偏心剛性構架并起到與其相同的作用。建筑的總標高為展覽廳屋頂的最 高點，大致是 （ 116ft）。實驗結果表明試樣在旋轉角度超過 弧度后經歷了從塑性到延性的變化。縱向加勁肋的存在幫助傳遞軸向荷載以及延緩腹板的局部彎曲。展覽廳天花板的高度是 （ 27ft），層高為 （ ）。通常地聯(lián)結桿都很短，并有很大的剪彎比。 FR受彎框架是一種由結點應變引起的撓度不超過側向撓度的 5%的框架。 定性的給出了側向荷載下的 CGMRF 中的彎矩，切應力和正應力的分布。 給出了基本切應力偏移角。用圖中所給的塑性位移，塑性轉角，塑性偏移角，由幾何結構，有如下：這里的 δ 和 γ 包括了彈性組合。因此，軸向元件提供的軸向力 P可以被分解為相互正交的力的組合， 和 ，由于軸向力的傾斜角度不超過 ，因此 近似等于 P。 表 3 列出了各個試樣的全截面和 RBS 中間變截面處的塑性彎矩值（受拉應力下的數據）。梁腹板與柱翼緣之間的結點采用全焊縫焊接（ CJP）。切除梁翼緣頂部和低部的坡口焊縫處的多余焊接部分。梁的末端位移受伺服控制裝置 3 和 4 的影響。這些圖表顯示了梁彎矩相對的的塑性旋度。 表 5 列出了每個試樣在測試最后的塑性旋度。在第 7 和第 8 個周期以及 1△ y，最初屈服發(fā)生在底緣處 。當作用到 △ y 時，在 RBS 的尾部和襯板連接處，試樣 1 的 底緣產生一個裂縫。 加給試樣 1和試樣 2的最大荷載是 890KN。由圖 15 可見，裂縫由 RBS 的連接傳遞到了側面的翼板。屈服開始沿著 RBS 的頂部傳播，一些次要的屈服沿著加勁肋中部傳播。加給試樣 3和試樣 4 的最大荷載分別是 890KN 和 912KN。腹板的頂部也發(fā)生了屈服，雖然其劇烈程度不如底部。同樣的，這些試樣的屈服次序也同試樣 3 的相似。能量消散在加載到 12 周以后在 △ y 處開始增加。 RBS 的塑性過程是平穩(wěn)發(fā)展的。在正向周期時也沒有。 CGMRFS 技術與適當的設計以及詳細的 RBS 連接，是一個可靠的抗震系統(tǒng) ?？箯? 強度承載能力取決于標定的屈服強度和 FEMA273 梁 柱等式。試樣 2 比試樣 1 消耗更多的能量，它是在 RBS過度部分斷裂的。位于頂部同一位置的翼緣，僅在受壓時屈服。柱子的連接板部分沒有發(fā)生屈服。這個慢性的恢復在大概塑性旋度產生 到 后開始。腹板和翼緣的局部彎曲隨著累次加載變得逐漸明顯。這個斷裂導致梁幾乎失去承載能力。力 位移曲線的正斜率證明了這個區(qū)域的負載容量并沒有減弱。一旦底緣完全斷裂，腹板將開始斷裂。隨著荷載作用的繼續(xù)，屈服開始沿著 RBS 底緣傳遞。 ，依 AISC 鋼結構建筑抗震條例而定。（試樣 1 和 2 為 1792mm，試樣 3 和 4為 23972mm）?？勺兊妮S向荷載在 +△ y 處增加到2800KN。除去翼緣低部的襯墊板條。 采用雙側板加 CJP 形式連接梁翼緣的頂部和底部和柱表面到變截面開始處，如圖 11 和圖 12。被檢試樣細部圖見圖 9 到圖 12。如果軸向元件壓試樣的話，那么 將會加到側向力中，若軸向是拉力，對于側向元件來說則是個反向力。圖6a表明用圖 6b 所示的位移控制下的替代組合能夠表示 CGMRF結構中的典型梁的非彈性行為。對于一個彈性組成，推進器將有一個特有的很長的過渡（同時形成塑性鉸）和一個很短的屈服平穩(wěn)階段。內力分布圖解見 ，可見，彈性范圍和非彈性范圍的內力行為基本相同。 模型通過屈服應力和匹配強度的期望值來運行。梁中的軸向力是切向力連續(xù)積累的結果。 框架系統(tǒng)由以下幾部分組成：四個東西走向的受彎框架，每個電梯塔邊各一個；四個南北走向的受彎框架，在每個樓梯和電梯井各一個的；整體分布在建筑物的東西兩側。這些測試打算評價為舊金山展覽中心擴建設計的受彎結點在滿足設計基本地震等級（ DBE）和最大可能地震等級（ MCE）下的性能。梁的試樣由變截面梁，翼緣以及縱向的加勁肋組成。 舊金山展覽中心擴建工程是一個 3 層構造，并以鋼受彎框架作為基本的側向力抵抗系統(tǒng)。結果，達到了一個剛性側向荷載抵抗 系統(tǒng)。翼緣板尺寸為 254mm（ 1 1/8in 10in），腹板尺寸為 476mm（ 3/8in 18 3/4in）。 y 以 和 ，如下： PM鉸合線荷載 應變模型上的點 C， D 和 E 的取值如表 y 以 為幅度取值見表 。 非靜力推進器模型的運行通 過柱子頂部的側向位移的單調增加來實現，如 所示。使用 Eq 源于 RBS 塑性旋轉能力被定在 弧度。并用 24 個 32mm 徑的桿與實驗室的地板固定。拉伸試樣檢測的結果和構件尺寸見表 2。對于所有的試樣，切除 30%翼緣寬度。側板的作用是增加受彎單元的承受能力，平穩(wěn)過渡是為了減少應力集中而導致的破裂。所有試樣板厚均為一英寸。根據本文第2 部分有關軸向力受以上約束 的論述，可以推斷出以 P=2800KN 來研究 RBS 負載是合理的。塑性旋度計算如下： 其中 V 是 剪力， K 是彈性在范圍內 的比。當負載周期為 177。在 5△ y開始，軸向壓力增大到 3115KN，一個劇烈的腹板的翹曲產生并伴隨著局部彎曲。在作用到 △ y 時，試樣 2 也在底緣處出現一個裂縫，是在 RBS 末端與翼板的交接處。由圖 14 可以看到，底緣處發(fā)生嚴重的局部彎曲，并可以看到與底緣相連的腹板部分。最初的屈服發(fā)生在荷載周期第 7到第 8 周之間，底緣的重要屈服發(fā)生在 1△ y 處。對于 2 個試樣，受實驗裝置的約束測試到此結束。圖 19 是試樣 4 在 的位移作用周期后的照片，顯示了鉸合區(qū)域的屈服和局部彎曲。塑性鉸的旋度達到了 （鉸接點設置在距離柱子表面 處，其中 d是梁的長度）。底緣局部彎曲發(fā)生在整個板的平均應變達到形變硬化值時，板的變截面部分在縱向力下完全屈服，從而導致一個十分彎曲的波紋。對于試樣 3和試樣 4來說，負的能量消散是正負平均水平的 120%。 設置在梁的腹板中部的縱向加勁肋，能夠幫助傳遞軸向力，還能延緩腹板的局部彎曲