外文翻译--弯钢框架结点在变化轴向荷载和侧向位移的作用下的周期性行为

1、外文资料翻译译文弯钢框架结点在变化轴向荷载和侧向位移的作用下的周期性行为摘要:这篇论文讨论的是在变化的轴向荷载和侧向位移的作用下，接受测试的四种受弯钢结点的周期性行为。梁的试样由变截面梁，翼缘以及纵向的加劲肋组成。受测试样加载轴向荷载和侧向位移用以模拟侧向荷载对组合梁抗弯系统的影响。实验结果表明试样在旋转角度超过0.03弧度后经历了从塑性到延性的变化。纵向加劲肋的存在帮助传递轴向荷载以及延缓腹板的局部弯曲。1、引言为了评价变截面梁(RBS)结点在轴向荷载和侧向位移下的结构性能，对四个全尺寸的样品进行了测试。这些测试打算评价为旧金山展览中心扩建设计的受弯结点在满足设计基本地震等级(DBE)和最大

2、可能地震等级(MCE)下的性能。基于上述而做的对RBS受弯结点的研究指出RBS形式的结点能够获得超过0.03弧度的旋转角度。然而，有人对于这些结点在轴向和侧向荷载作用下的抗震性能质量提出了怀疑。旧金山展览中心扩建工程是一个3层构造，并以钢受弯框架作为基本的侧向力抵抗系统。Fig.1是一幅三维透视图。建筑的总标高为展览厅屋顶的最高点，大致是35.36m(116ft)。展览厅天花板的高度是8.23m(27ft),层高为11.43m(37.5ft)。建筑物按照1997统一建筑规范设计。框架系统由以下几部分组成：四个东西走向的受弯框架，每个电梯塔边各一个；四个南北走向的受弯框架，在每个楼梯和电梯井各一

3、个的；整体分布在建筑物的东西两侧。考虑到层高的影响，提出了双梁抗弯框架系统的观念。通过连接大梁，受弯框架系统的抵抗荷载的行为转化为结构倾覆力矩部分地被梁系统的轴向压缩-拉伸分担，而不是仅仅通过梁的弯曲。结果，达到了一个刚性侧向荷载抵抗系统。竖向部分与梁以联结杆的形式连接。联结杆在结构中模拟偏心刚性构架并起到与其相同的作用。通常地联结杆都很短，并有很大的剪弯比。在地震类荷载的作用下，CGMRFS梁的最终弯矩将考虑到可变轴向力的影响。梁中的轴向力是切向力连续积累的结果。2CGMRF的解析模型非线性静力推出器模型是以典型的单间CGMRF模板为指导。图2展示了模型的尺寸规格和多个部分。翼缘板尺寸为28

4、.5mm254mm(1l/8in10in),腹板尺寸为9.5mm476mm(3/8in183/4in)。推进器模型中运用了SAP2000计算机程序。框架的特色是全约束(FR)。FR受弯框架是一种由结点应变引起的挠度不超过侧向挠度的5%的框架。这个5%仅与梁-柱应变有关，而与柱底板区应变引起的框架应变无关。模型通过屈服应力和匹配强度的期望值来运行。这些值各自为372Mpa(54ksi)和518Mpa(75ksi)。Fig.3显示了塑性铰的荷载-应变行为是通过建筑物地震恢复的NEHRP指标以广义曲线的形式逼近的。y以Eps5.1和5.2为基底运算，如下：P-M铰合线荷载-应变模型上的点C，D和E的

5、取值如表5.4y以O.Olrad为幅度取值见表5.8。切变铰合线荷载-应变模型点C，D和E取值见表5.8。对于连续梁，假定两个模型点B和C之间的形变硬化比有3%的弹性比。Fig.4定性的给出了侧向荷载下的CGMRF中的弯矩，切应力和正应力的分布。其中切应力和正应力对梁的影响要小于弯矩的作用，尽管他们必须在设计中加以考虑。内力分布图解见Fig.5,可见，弹性范围和非弹性范围的内力行为基本相同。内力的比值将随框架的屈服和内力的重分布的变化而变化。基本内力图见Fig.5，然而，仍然是一样的。非静力推进器模型的运行通过柱子顶部的侧向位移的单调增加来实现，如Fig.5所示。在四个RBS同时屈服后，发生在

6、腹板与翼缘端部的竖向的统一屈服将开始形成。这是框架的屈服中心，在柱子被固定后将在柱底部形成塑性铰oFig.7给出了基本切应力偏移角。图中还给出了框架中非弹性活动的次序。对于一个弹性组成，推进器将有一个特有的很长的过渡(同时形成塑性铰)和一个很短的屈服平稳阶段。塑性旋转能力，被定义为：结点强度从开始递减到低于80%的总的塑性旋转角。这个定义不同于第9段(附录)AISC地震条款的描述。使用Eq源于RBS塑性旋转能力被定在0.037弧度。被替代，用来计算理论屈服强度与实际屈服强度的区别(标号是50钢)。3实践规划如图6所示，实验布置是为了研究基于典型的CGMRF结构下的结点在动力学中的能量耗散。用图

7、中所给的塑性位移，塑性转角，塑性偏移角，由几何结构，有如下：这里的6和Y包括了弹性组合。上述近似值用于大型的非弹性梁的变形破坏。图6a表明用图6b所示的位移控制下的替代组合能够表示CGMRF结构中的典型梁的非弹性行为。图8所示，建立这个实验装置来发展图6a和图6b所示的机构学。轴心装置附以3个2438mmX1219mmX1219mm(8ftX4ftX4ft)RC块。并用24个32mm径的杆与实验室的地板固定。这种装置允许在每次测验后换实验样品。根据实验布置的动力学要求，随着侧面的元件放置，轴向的元件，元件1和元件2，将钉到B和C中去，如图8所示。因此，轴向元件提供的轴向力P可以被分解为相互正交

8、的力的组合，和，由于轴向力的倾斜角度不超过，因此近似等于P。然而，侧向力分量，引起了一个在梁柱交接处的附加弯矩。如果轴向元件压试样的话，那么将会加到侧向力中，若轴向是拉力，对于侧向元件来说则是个反向力。当轴向元件有个侧向位移，他们将在梁柱交接处引起一个附加弯矩，因此，梁柱交接处的弯矩等于：M=HL+P其中H是侧向力，L是力臂，P是轴向力，是侧向位移。四个梁柱结点全尺寸实验做完了。拉伸试样检测的结果和构件尺寸见表2。所有柱和梁的钢筋为A572标号50钢(=344.5Mpa)。经测定的梁翼缘屈服应力值等于372Mpa(54ksi),整体的强度范围是从502Mpa(72.8ksi)到543Mpa(7

9、8.7ksi)。表3列出了各个试样的全截面和RBS中间变截面处的塑性弯矩值(受拉应力下的数据)。本文所指的试样专指试样1到4。被检试样细部图见图9到图12。在设计梁柱结点时用到了以下数据：梁翼缘部分采用RBS结构。配备环形掏槽，如图11和图12所示。对于所有的试样,切除30%翼缘宽度。切除工作做的十分精细，并打磨光滑且与梁翼缘保持平行以尽量见效切口。应用全焊接腹板结点。梁腹板与柱翼缘之间的结点采用全焊缝焊接(CJP)。所有CJP焊接严格依照AWSD1.1结构焊接规范。采用双侧板加CJP形式连接梁翼缘的顶部和底部和柱表面到变截面开始处，如图11和图12。侧板尾部打磨光滑以便同RBS连接。侧板采用

10、CJP形式与柱边缘相连接。侧板的作用是增加受弯单元的承受能力，平稳过渡是为了减少应力集中而导致的破裂。两根纵向的加劲肋，95mmX35mm(33/4inXI3/8in),以12.7mm的角焊缝焊接到腹板的中间高度，如图9和10。加劲肋采用CJP的形式焊接到柱的边缘。切除梁翼缘顶部和低部的坡口焊缝处的多余焊接部分。以便消除坡口焊接断口处可能产生的断裂。除去翼缘低部的衬垫板条。以便消除衬垫板条带来的断口效应并增加安全性。使用与梁翼缘厚度近似相同的连续板。所有试样板厚均为一英寸。由于RBS是受检试样最容易区分的特征，纵向的加劲肋在延缓局部弯曲和提高结点可靠性方面扮演着重要的角色。4荷载历史试样被加以

11、周期性交替的荷载，其末端的位移的增加如图4所示。梁的末端位移受伺服控制装置3和4的影响。当作用轴向力时，制动器1和2是活动的，以此用它的受力来模拟从连接处传到梁上的剪力。可变的轴向荷载在+0.5Ay处增加到2800KN。在那以后，通过最大的侧向位移，这个荷载保持恒定。在试样被推回时，轴向力维持恒定直至0.5Ay,然后减小到零，此时的试样通过中和轴。根据本文第2部分有关轴向力受以上约束的论述，可以推断出以P=2800KN来研究RBS负载是合理的。测试将会继续，直至试样损坏，或者到实验预期的限制。实验结果每个试样的滞后反应见图13和图16。这些图表显示了梁弯矩相对的的塑性旋度。梁的弯矩在RBS试样

12、的中间测量，并通过取一个等价的梁端力乘以制动器侧向中心线到RBS中间的距离来计算。(试样1和2为1792mm，试样3和4为23972mm)。用来计算附加弯矩的等价侧向力由于P-A。旋转角是这样定义的，用制动器的侧向位移除以制动器侧向中心线到RBS中间的距离。塑性旋度计算如下：其中V是剪力，K是弹性在范围内的比。在测试期间的测量和观察表明，试样1和4的所有塑性旋度均在梁的内部发展。板的连接区域和柱子保持弹性，如设计预期的一样。表5列出了每个试样在测试最后的塑性旋度。塑性旋度合格性能的目标级被定在0.03rad,依AISC钢结构建筑抗震条例而定。所有试样均达到了合格的性能标准。所有试样均有良好的塑

13、性变形和能量耗散。当负载周期为ly时，底部首先屈服，然后随着负载周期逐渐扩散增加。试样1和2试样1和2的变化见图13。在第7和第8个周期以及ly，最初屈服发生在底缘处。对于所有的受测试的试样，最初的屈服均发生在这个部位，这是由试样底部的弯矩引起的。随着荷载作用的继续，屈服开始沿着RBS底缘传递。从3.5Ay开始，发生腹板弯曲并且相邻的底缘开始屈服。屈服开始沿RBS上边缘传递，一些次要的屈服传递到中间的加劲肋。在5y开始，轴向压力增大到3115KN，一个剧烈的腹板的翘曲产生并伴随着局部弯曲。腹板和翼缘的局部弯曲随着荷载的累次加载而逐渐明显。这里要说明的是，在滞后回线中，腹板和翼缘的局部弯曲并没附

14、有重要的损坏。当作用到5.75Ay时，在RBS的尾部和衬板连接处，试样1的底缘产生一个裂缝。随着荷载周期的增加到7y时，裂缝迅速扩大并穿过了整个底缘。一旦底缘完全断裂，腹板将开始断裂。这个断裂首先在RBS的末端出现，然后沿剪切槽的净截面传播，通过加劲肋的中间并通过另一边的加劲肋的净截面。在实验中，试样1的最大作用弯矩是梁的塑性承载力的1.56倍。在作用到6.5Ay时，试样2也在底缘处出现一个裂缝，是在RBS末端与翼板的交接处。随着荷载周期的增加，第15y时，裂缝缓慢的发展穿过了底缘。试样2的测试到此结束，因为已经到了实验装置加载的极限。加给试样1和试样2的最大荷载是890KN。从正的象限中看到

15、的弯折是由于施加的变化的轴向拉力导致。力-位移曲线的正斜率证明了这个区域的负载容量并没有减弱。然而，由于腹板和翼缘的局部弯曲的影响，负的区域的负载容量有轻微的削弱。试样1的照片如图14和图15。由图14可以看到，底缘处发生严重的局部弯曲，并可以看到与底缘相连的腹板部分。弯曲沿展到整个RBS的长度方向RBS中形成塑性胶，并伴随着梁的腹板和翼缘的大规模的屈服。由图15可见，裂缝由RBS的连接传递到了侧面的翼板。在底缘的一个断裂导致了试样1的最终断裂。这个断裂导致梁几乎失去承载能力。图15还说明了试样1产成了0.05rad的塑性旋度，并且在柱子表面没有疲劳损伤。试样3和试样4试样3和试样4的变化曲线

16、如图16。最初的屈服发生在荷载周期第7到第8周之间，底缘的重要屈服发生在ly处。随着荷载周期的发展，屈服开始沿RBS的底缘传播。在1.5Ay时，腹板弯曲发生并明显伴随着底缘的屈服。屈服开始沿着RBS的顶部传播，一些次要的屈服沿着加劲肋中部传播。在荷载周期到3.5Ay时，一个剧烈的腹板翘曲产生并伴随着翼缘的局部弯曲。腹板和翼缘的局部弯曲随着累次加载变得逐渐明显。当加载到4.5Ay时，轴向荷载增大到3115KN，并导致屈服传播到中间横向加强构件。随着荷载周期的增加，腹板和翼缘的局部弯曲变得更加剧烈。对于2个试样，受实验装置的约束测试到此结束。在试样3和试样4中没有破坏产生。然而，在将试样3移动到实

17、验室之外时，却发现在底缘与柱子的焊接处有一个微小的裂缝。加给试样3和试样4的最大荷载分别是890KN和912KN。试样的负载容量在实验后削弱了20%，这是由腹板和翼缘的局部弯曲引起的。这个慢性的恢复在大概塑性旋度产生0.015到0.02后开始。如图17所示，试样3在正的象限中的负载容量没有减弱（轴向的拉伸作用在梁上），由力-位移的包络图可见。图18是试样3的测试前的照片。图19是试样4在0.014的位移作用周期后的照片，显示了铰合区域的屈服和局部弯曲。梁的腹板的屈服沿着其整个深度方向。最强的屈服发生在腹板的底部，底缘和中间加劲肋之间。腹板的顶部也发生了屈服，虽然其剧烈程度不如底部。纵向的加劲肋

18、也发生了屈服。柱子的连接板部分没有发生屈服。在接近柱子表面的梁的未经削弱的部分也没有显示发生屈服。最大位移是174mm,最大弯矩发生在RBS中部，为梁的塑性弯矩值的1.51倍。塑性铰的旋度达到了0.032rad（铰接点设置在距离柱子表面0.54d处，其中d是梁的长度）。5.2.1结点处的应变分布试样3的外表面边缘的应变分布见图20和21。试样1、2、4的应变记录和分布状态呈现了相似的趋势。同样的，这些试样的屈服次序也同试样3的相似。在负周期时，离柱子51mm的顶部外表面处的应变低于0.2%。位于顶部同一位置的翼缘，仅在受压时屈服。图22和图23显示了沿着底缘外表面中心线的纵向应变，其中取22是

19、正向周期下的，图23是负向周期下的。从图23我们可以看出，在周期在-1.5y以后，RBS上的应变比附近的柱子上的应变要大好几倍；这是由翼缘的局部弯曲造成的。底缘局部弯曲发生在整个板的平均应变达到形变硬化值时，板的变截面部分在纵向力下完全屈服，从而导致一个十分弯曲的波纹。累计能量的消散试样的累计能量消散见图24。累计能量消散是以封入区域的横向荷载的滞后回线之和表示的。能量消散在加载到12周以后在2.5Ay处开始增加。对于飘移电平，点平的很小变化会带来很大的能量耗散。试样2比试样1消耗更多的能量，它是在RBS过度部分断裂的。然而，对于2个试样来说，在0=0.04rad时，其周期是相似的。总的来说，

20、在试样1和试样2中，负的周期下的能量消散比正的周期下能量消散大1.55倍。对于试样3和试样4来说，负的能量消散是正负平均水平的120%。在底缘RBS屈服后，屈服的组合现象，应变硬化，面内形变和面外形变，局部弯曲均很快发生。6结论基于由实验而得的数据，以及应用于仪器的解析法，得出如下结论：1、对于所有的试样，塑性旋度均超出0.3%。2、RBS的塑性过程是平稳发展的。3、试样超出抗弯强度的比率，试样1等于1.56，试样4等于1.51。抗弯强度承载能力取决于标定的屈服强度和FEMA-273梁-柱等式。4、底缘和腹板的塑性局部弯曲对其荷载承受能力没有重大的削弱。5、尽管翼缘的局部弯曲不使强度立即产生削

21、弱，但是它确实导致腹板的局部弯曲。6、设置在梁的腹板中部的纵向加劲肋，能够帮助传递轴向力，还能延缓腹板的局部弯曲。然而，它却产生如此大的一个超过强度的比率，从而使焊接结点、板条区域以及柱子的承载能力在设计时大打折扣。7、在负载周期时，塑性旋度为0.015到0.02rad时将会产生一个逐渐的强度的减弱。在正向周期时也没有。8、轴想压缩荷载在小于0.0325Py时，对结点应变能力影响不大。9、CGMRFS技术与适当的设计以及详细的RBS连接，是一个可靠的抗震系统。外文原文Cyclicbehaviorofsteelmomentframeconnectionsundervaryingaxialload

22、andlateraldisplacementsAbstract:Thispaperdiscussesthecyclicbehavioroffoursteelmomentconnectionstestedundervariableaxialloadandlateraldisplacements.Thebeamspecim-ensconsistedofareducedbeamsection,wingplatesandlongitudinalstiffeners.Thetestspecimensweresubjectedtovaryingaxialforcesandlateraldisplace-m

23、entstosimulatetheeffectsonbeamsinaCoupled-GirderMoment-ResistingFramingsystemunderlateralloading.Thetestresultsshowedthatthespecim-ensrespondedinaductilemannersincetheplasticrotationsexceeded0.03radwithoutsignificantdropinthelateralcapacity.Thepresenceofthelongitudin-alstiffenerassistedintransferrin

24、gtheaxialforcesanddelayedtheformationofweblocalbuckling.1.IntroductionAimedatevaluatingthestructuralperformanceofreduced-beamsection(RBS)connectionsunderalternatedaxialloadingandlateraldisplacement,fourfull-scalespecimensweretested.Thesetestswereintendedtoassesstheperformanceofthemomentconnectiondes

25、ignfortheMosconeCenterExpansionundertheDesignBasisEarthquake(DBE)andtheMaximumConsideredEarthquake(MCE).PreviousresearchconductedonRBSmomentconnections1,2showedthatconnectionswithRBSprofilescanachieverotationsinexcessof0.03rad.However,doubtshavebeencastonthequalityoftheseismicperformanceoftheseconne

26、ctionsundercombinedaxialandlateralloading.TheMosconeCenterExpansionisathree-story,71,814m2(773,000ft2)structurewithsteelmomentframesasitsprimarylateralforce-resistingsystem.AthreedimensionalperspectiveillustrationisshowninFig.1.Theoverallheightofthebuilding,atthehighestpointoftheexhibitionroof,isapp

27、roxima-tely35.36m(116ft)abovegroundlevel.Theceilingheightattheexhibitionhallis8.23m(27ft),andthetypicalfloor-to-floorheightinthebuildingis11.43m(37.5ft).ThebuildingwasdesignedastypeIaccordingtotherequi-rementsofthe1997UniformBuildingCode.TheframingsystemconsistsoffourmomentframesintheEast-Westdirect

28、-ion,oneoneithersideofthestairtowers,andfourframesintheNorth-Southdirection,oneoneithersideofthestairandelevatorcoresintheeastendandtwoatthewestendofthestructure4.Becauseofthestoryheight,thecon-ceptoftheCoupled-GirderMoment-ResistingFramingSystem(CGMRFS)wasutilized.Bycouplingthegirders,thelateralloa

29、d-resistingbehaviorofthemomentframingsystemchangestoonewherestructuraloverturningmomentsareresistedpartiallybyanaxialcompression-tensioncoupleacrossthegirdersystem,ratherthanonlybytheindividualflexuralactionofthegirders.Asaresult,astifferlateralloadresistingsystemisachieved.Theverticalelementthatcon

30、nectsthegirdersisreferredtoasacouplinglink.Couplinglinksareanalogoustoandservethesamestructuralroleaslinkbeamsineccentricallybracedframes.Couplinglinksaregenerallyquiteshort,havingalargeshear-to-momentratio.Underearthquake-typeloading,theCGMRFSsubjectsitsgirderstowariab-bleaxialforcesinadditiontothe

31、irendmoments.TheaxialforcesintheFig.1.MosconeCenterExpansionProjectinSanFrancisco,CAgirdersresultfromtheaccumulatedshearinthelink.Fig2.AnalyticalmodelofCGMRFNonlinearstaticpushoveranalysiswasconductedonatypicalone-baymodeloftheCGMRF.Fig.2showsthedimensionsandthevarioussectionsofthemodel.Thelinkflang

32、eplateswere28.5mm-254mm(11/8in-10in)andthewebplatewas9.5mm-476mm(3/8in-183/4in).TheSAP2000computerprogramwasutilizedinthepushoveranalysis5.Theframewascharacterizedasfullyrestrained(FR).FRmomentframesarethoseframesfor1170whichnomorethan5%ofthelateraldeflectionsarisefromconnectiondeformation6.The5%val

33、uerefersonlytodeflectionduetobeam-columndeformationandnottoframedeflectionsthatresultfromcolumnpanelzonedeformation6,9.Theanalysiswasperformedusinganexpectedvalueoftheyieldstressandultimatestrength.Thesevalueswereequalto372MPa(54ksi)and518MPa(75ksi),respectively.Theplastichingesload-deformationbehav

34、iorwasapproximatedbythegeneralizedcurvesuggestedbyNEHRPGuidelinesfortheSeismicRehabilitationofBuildings6asshownin.Fig.3.ywascalcu-latedbasedonEqs.(5.1)and(5.2)from6,asfollows:PMhingeload-deformationmodelpointsC,DandEarebasedonTable5.4from6forywastakenas0.01radperNote3in6,Table5.8.Shearhingeloadload-

35、deformationmodelpointsC,DandEarebasedonTable5.86,LinkBeam,Itema.AstrainhardeningslopebetweenpointsBandCof3%oftheelasticslopewasassumedforbothmodels.Thefollowingrelationshipwasusedtoaccountformoment-axialloadinteraction6:whereMCEistheexpectedmomentstrength,ZRBSistheRBSplasticsectionmodulus(in3),isthe

36、expectedyieldstrengthofthematerial(ksi),Pistheaxialforceinthegirder(kips)andistheexpectedaxialyieldforceoftheRBS,equalto(kips).TheultimateflexuralcapacitiesofthebeamandthelinkofthemodelareshowninTable1.Fig.4showsqualitativelythedistributionofthebendingmoment,shearforce,andaxialforceintheCGMRFunderla

37、teralload.Theshearandaxialforceinthebeamsarelesssignificanttotheresponseofthebeamsascomparedwiththebendingmoment,althoughtheymustbeconsideredindesign.Thequalita-tivedistributionofinternalforcesillustratedinFig.5isfundamentallythesameforbothelasticandinelasticrangesofbehavior.Thespecificvaluesofthein

38、ternalforceswillchangeaselementsoftheframeyieldandinternalfor-cesareredistributed.ThebasicpatternsillustratedinFig.5,however,remainthesame.Inelasticstaticpushoveranalysiswascarriedoutbyapplyingmonotonicallyincreasinglateraldisplacements,atthetopofbothcolumns,asshowninFig.6.AfterthefourRBShaveyielded

39、simultaneously,auniformyieldinginthewebandattheendsoftheflangesoftheverticallinkwillform.Thisistheyieldmechanismfortheframe,withplastichingesalsoformingatthebaseofthecolumnsiftheyarefixed.ThebaseshearversusdriftangleofthemodelisshowninFig.7.Thesequenceofinelasticactivityintheframeisshownonthefigure.

40、Anelasticcomponent,alongtransition(consequenceofthebeamplastichingesbeingformedsimultaneously)andanarrowyieldplateaucharacterizethepushovercurve.Theplasticrotationcapacity,qp,isdefinedasthetotalplasticrotationbeyondwhichtheconnectionstrengthstartstodegradebelow80%7.Thisdefinitionisdifferentfromthato

41、utlinedinSection9(AppendixS)oftheAISCSeismicProvisions8,10.UsingEq.(2)derivedbyUangandFan7,anestimateoftheRBSplasticrotationcapacitywasfoundtobe0.037rad:FyfwassubstitutedforRyFy8,whereRyisusedtoaccount-forthedifencebetweenthenominalandtheexpectedyieldstrengths(Grade50steel,Fy=345MPaandRy=1.1areused)

42、.3.ExperimentalprogramTheexperimentalset-upforstudyingthebehaviorofaconnectionwasbasedonFig.6(a).Usingtheplasticdisplacementdp,plasticrotationgp,andplasticstorydriftangleqpshowninthefigure,fromgeometry,itfollowsthat:And:inwhichdandgincludetheelasticcomponents.Approximationsasaboveareusedforlargeinel

43、asticbeamdeformations.ThediagraminFig.6(a)suggestthatasubassemblagewithdisplacementscontrolledinthemannershowninFig.6(b)canrepresenttheinelasticbehaviorofatypicalbeaminaCGMRF.Thetestset-upshowninFig.8wasconstructedtodevelopthemechanismshowninFig.6(a)and(b).Theaxialactuatorswereattachedtothree2438mmx

44、1219mmx1219mm(8ftx4ftx4ft)RCblocks.Theseblocksweretensionedtothelaboratoryfloorbymeansoftwenty-four32mmdiameterdywidagrods.Thisarrangementpermittedreplacementofthespecimenaftereachtest.Therefore,theforceappliedbytheaxialactuator,P,canberesolvedintotwoorthogonalcomponents,PaxialandPlateral.Sincethein

45、clinationangleoftheaxialactuatordoesnotexceed3.0,thereforePaxialisapproximatelyequaltoP4.However,thelateralcomponent,Plateral,causesanadditionalmomentatthebeam-tocolumnjoint.Iftheaxialactuatorscompressthespecimen,thenthelateralcomponentswillbeaddingtothelateralactuatorforces,whileiftheaxialactuators

46、pullthespecimen,thePlateralwillbeanopposingforcetothelateralactuators.Whentheaxialactuatorsundergoaxialactuatorsundergoalateraldisplacement_,theycauseanadditionalmomentatthebeam-to-columnjoint(P-effect).Therefore,themomentatthebeam-tocolumnjointisequalto:whereHisthelateralforces,Listhearm,Pistheaxia

47、lforceand_isthelateraldisplacement.Fourfull-scaleexperimentsofbeamcolumnconnectionswereconducted.ThemembersizesandtheresultsoftensilecoupontestsarelistedinTable2AllofthecolumnsandbeamswereofA572Grade50steel(Fy344.5MPa).Theactualmeasuredbeamflangeyieldstressvaluewasequalto372MPa(54ksi),whiletheultima

48、testrengthrangedfrom502MPa(72.8ksi)to543MPa(78.7ksi).Table3showsthevaluesoftheplasticmomentforeachspecimen(basedonmeasuredtensilecoupondata)atthefullcross-sectionandatthereducedsectionatmid-lengthoftheRBScutout.Thespecimensweredesignatedasspecimen1throughspecimen4.TestspecimensdetailsareshowninFig.9

49、throughFig.12.Thefollowingfeatureswereutilizedinthedesignofthebeamcolumnconnection:TheuseofRBSinbeamflanges.Acircularcutoutwasprovided,asillustratedinFigs.11and12.Forallspecimens,30%ofthebeamflangewidthwasremoved.Thecutsweremadecarefully,andthengroundsmoothinadirect-tionparalleltothebeamflangetomini

50、mizenotches.Useofafullyweldedwebconnection.Theconnectionbetweenthebeamwebandthecolumnflangewasmadewithacompletejointpenetrationgrooveweld(CJP).AllCJPweldswereperformedaccordingtoAWSD1.1StructuralWeldingCodeUseoftwosideplatesweldedwithCJPtoexteriorsidesoftopandbottombeamflan-ges,fromthefaceofthecolum

51、nflangetothebeginningoftheRBS,asshowninFigs.11and12.TheendofthesideplatewassmoothedtomeetthebeginningoftheRBS.ThesideplateswereweldedwithCJPwiththecolumnflanges.Thesideplatewasaddedtoincreasetheflexuralcapacityatthejointlocation,whilethesmoothtransitionwastoreducethestressraisers,whichmayinitiatefra

52、ctureTwolongitudinalstiffeners,95mmx35mm(33/4inx13/8in),wereweldedwith12.7mm(1/2in)filletweldatthemiddleheightofthewebasshowninFigs.9and10.ThestiffenerswereweldedwithCJPtocolumnflanges.Removalofweldtabsatboththetopandbottombeamflangegroovewelds.Theweldtabswereremovedtoeliminateanypotentialnotchesint

53、roducedbythetabsorbywelddiscontinuitiesinthegrooveweldrunoutregions.Useofcontinuityplateswithathicknessapproximatelyequaltothebeamflangethickness.One-inchthickcontinuityplateswereusedforallspecimens.WhiletheRBSisthemostdistinguishingfeatureofthesetestspecimens,thelongitudinalstiffenerplayedanimporta

54、ntroleindelayingtheformationofweblocalbucklinganddevelopingreliableconnectionperformance4.LoadinghistorySpecimensweretestedbyapplyingcyclesofalternatedloadwithtipdisplacementincrementsof_yasshowninTable4.Thetipdisplacementofthebeamwasimposedbyservo-controlledactuators3and4.Whentheaxialforcewastobeap

55、plied,actuators1and2wereactivatedsuchthatitsforcesimulatestheshearforceinthelinktobetransferredtothebeam.Thevariableaxialforcewasincreasedupto2800kN(630kip)at0.5_y.Afterthat,thislo-adwasmaintainedconstantthroughthemaximumlateraldisplacement.maximumlateraldisplacement.Asthespecimenwaspushedbacktheaxi

56、alforceremainedconstantuntil0.5yandthenstartedtodecreasetozeroasthespecimenpassedthroughtheneutralposition4.AccordingtotheupperboundforbeamaxialforceasdiscussedinSection2ofthispaper,itwasconcludedthatP=2800kN(630kip)isappropriatetoinvestigatethiscaseinRBSloading.Thetestswerecontinueduntilfailureofth

57、especimen,oruntillimitationsofthetestset-upwerereached.5.TestresultsThehystereticresponseofeachspecimenisshowninFig.13andFig.16.Theseplotsshowbeammomentversusplasticrotation.ThebeammomentismeasuredatthemiddleoftheRBS,andwascomputedbytakinganequivalentbeam-tipforcemultipliedbythedistancebetweenthecen

58、terlineofthelateralactuatortothemiddleoftheRBS(1792mmforspecimens1and2,3972mmforspecimens3and4).TheequivalentlateralforceaccountsfortheadditionalmomentduetoPeffect.Therotationanglewasdefinedasthelateraldisplacementoftheactuatordividedbythelengthbetweenthecenterlineofthelateralactuatortothemidlengtho

59、ftheRBS.Theplasticrotationwascomputedasfollows4:whereVistheshearforce,KeistheratioofV/qintheelasticrange.Measurementsandobservationsmadeduringthetestsindicatedthatalloftheplasticrotationinspecimen1tospecimen4wasdevelopedwithinthebeam.Theconnectionpanelzoneandthecolumnremainedelasticasintendedbydesig

60、n.Specimens1and2Theresponsesofspecimens1and2areshowninFig.13.Initialyieldingoccurredduringcycles7and8at1_ywithyieldingobservedinthebottomflange.Foralltestspecimens,initialyieldingwasobservedatthislocationandattributedtothemomentatthebaseofthespecimen4.Progressingthroughtheloadinghistory,yieldingstar