土木外文文獻(xiàn)及翻譯

1、<p><b>　　外文資料翻譯譯文</b></p><p>　　彎鋼框架結(jié)點在變化軸向 荷載和側(cè)向位移的作用下的周期性行為</p><p>　　摘要:這篇論文討論的是在變化的軸向荷載和側(cè)向位移的作用下，接受測試的四種受彎鋼結(jié)點的周期性行為。梁的試樣由變截面梁，翼緣以及縱向的加勁肋組成。受測試

2、樣加載軸向荷載和側(cè)向位移用以模擬側(cè)向荷載對組合梁抗彎系統(tǒng)的影響。實驗結(jié)果表明試樣在旋轉(zhuǎn)角度超過0.03弧度后經(jīng)歷了從塑性到延性的變化?？v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。1、 引言 為了評價變截面梁（RBS）結(jié)點在軸向荷載和側(cè)向位移下的結(jié)構(gòu)性能，對四個全尺寸的樣品進(jìn)行了測試。這些測試打算評價為舊金山展覽中心擴(kuò)建設(shè)計的受彎結(jié)點在滿足設(shè)計基本地震等級（DBE）和最大可能地震等級（MCE）下的性能?；谏鲜?/p>

3、而做的對RBS受彎結(jié)點的研究指出RBS形式的結(jié)點能夠獲得超過0.03弧度的旋轉(zhuǎn)角度。然而，有人對于這些結(jié)點在軸向和側(cè)向荷載作用下的抗震性能質(zhì)量提出了懷疑。 舊金山展覽中心擴(kuò)建工程是一個3層構(gòu)造，并以鋼受彎框架作為基本的側(cè)向力抵抗系統(tǒng)。Fig.1是一幅三維透視圖。建筑的總標(biāo)高為展覽廳屋頂?shù)淖罡唿c，大致是35.36m（116ft）。展覽廳天花板的高度是8.23m（27ft），層高為11.43m（37.5ft）。建筑物</p>

4、;<p>　　Fig.4定性的給出了側(cè)向荷載下的CGMRF中的彎矩，切應(yīng)力和正應(yīng)力的分布。其中切應(yīng)力和正應(yīng)力對梁的影響要小于彎矩的作用，盡管他們必須在設(shè)計中加以考慮。內(nèi)力分布圖解見Fig.5，可見，彈性范圍和非彈性范圍的內(nèi)力行為基本相同。內(nèi)力的比值將隨框架的屈服和內(nèi)力的重分布的變化而變化。基本內(nèi)力圖見Fig.5，然而，仍然是一樣的。 非靜力推進(jìn)器模型的運行通過柱子頂部的側(cè)向位移的單調(diào)增加來實現(xiàn)，如Fig.5所示。在四

5、個RBS同時屈服后，發(fā)生在腹板與翼緣端部的豎向的統(tǒng)一屈服將開始形成。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。Fig.7給出了基本切應(yīng)力偏移角。圖中還給出了框架中非彈性活動的次序。對于一個彈性組成，推進(jìn)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。 塑性旋轉(zhuǎn)能力， 被定義為：結(jié)點強(qiáng)度從開始遞減到低于80%的總的塑性旋轉(zhuǎn)角。這個定義不同于第9段（附錄）AISC地震條款的描述。使用Eq源于R

6、BS塑性旋轉(zhuǎn)能力被定在0.037弧度。被 替代， 用來計算理論屈服強(qiáng)度與實際屈服強(qiáng)度的區(qū)別（標(biāo)號是50鋼）。</p><p>　　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(jié)構(gòu)下的結(jié)點在動力學(xué)中的能量耗散。用圖中所給的塑性位移，塑性轉(zhuǎn)角，塑性偏移角，由幾何結(jié)構(gòu)，有如下：這里的δ和γ包括了彈性組合。上述近似值用于大型的非彈性梁的變形破壞。圖6a表明用圖6b所示的位移控制下的替代組合能夠表示CG

7、MRF結(jié)構(gòu)中的典型梁的非彈性行為。圖8所示，建立這個實驗裝置來發(fā)展圖6a和圖6b所示的機(jī)構(gòu)學(xué)。軸心裝置附以3個2438mm×1219mm×1219mm（8ft×4ft×4ft）RC塊。并用24個32mm徑的桿與實驗室的地板固定。這種裝置允許在每次測驗后換實驗樣品。根據(jù)實驗布置的動力學(xué)要求，隨著側(cè)面的元件放置，軸向的元件，元件1和元件2，將釘?shù)紹和C中去， 如圖8所示。因此，軸向元件提供的軸向力

8、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。然而，側(cè)向力分量， ，引起了一個在梁柱交接處的附加彎矩。如果軸向元件壓試樣的話，那么將會加到側(cè)向力中，若軸向是拉力，對于側(cè)向元件來說則是個反向力。當(dāng)軸向元件有個側(cè)向位移 ，他們將在梁柱交接處引起一個附加彎矩，因此，梁柱交接處</p><p>　　其中V是剪力，K是彈性在范圍內(nèi) 的比。在測試期間的測量和觀察表明，試樣1和4的所

9、有塑性旋度均在梁的內(nèi)部發(fā)展。板的連接區(qū)域和柱子保持彈性，如設(shè)計預(yù)期的一樣。表5列出了每個試樣在測試最后的塑性旋度。塑性旋度合格性能的目標(biāo)級被定在±0.03rad，依AISC鋼結(jié)構(gòu)建筑抗震條例而定。所有試樣均達(dá)到了合格的性能標(biāo)準(zhǔn)。所有試樣均有良好的塑性變形和能量耗散。當(dāng)負(fù)載周期為±1△y時，底部首先屈服，然后隨著負(fù)載周期逐漸擴(kuò)散增加。5.1 試樣1和2 試樣1和2的變化見圖13。在第7和第8個周期以及1△y，

10、最初屈服發(fā)生在底緣處。對于所有的受測試的試樣，最初的屈服均發(fā)生在這個部位，這是由試樣底部的彎矩引起的。隨著荷載作用的繼續(xù)，屈服開始沿著RBS底緣傳遞。從3.5△y開始，發(fā)生腹板彎曲并且相鄰的底緣開始屈服。屈服開始沿RBS上邊緣傳遞，一些次要的屈服傳遞到中間的加勁肋。在5△y開始，軸向壓力增大到3115KN，一個劇烈的腹板的翹曲產(chǎn)生并伴隨著局部彎曲。腹板和翼緣的局部彎曲隨著荷載的累次 加載而逐漸明顯。這里要說明的是，在滯后回線中，腹板和翼

11、緣的局部彎曲并沒附有重要的損壞。當(dāng)作用到5.75△y時，在R</p><p>　　5.2.1 結(jié)點處的應(yīng)變分布試樣3的外表面邊緣的應(yīng)變分布見圖20和21。試樣1、2、4的應(yīng)變記錄和分布狀態(tài)呈現(xiàn)了相似的趨勢。同樣的，這些試樣的屈服次序也同試樣3的相似。在負(fù)周期時，離柱子51mm的頂部外表面處的應(yīng)變低于0.2%。位于頂部同一位置的翼緣，僅在受壓時屈服。圖22和圖23顯示了沿著底緣外表面中心線的縱向應(yīng)變，其

12、中取22是正向周期下的，圖23是負(fù)向周期下的。從圖23我們可以看出，在周期在-1.5△y以后，RBS上的應(yīng)變比附近的柱子上的應(yīng)變要大好幾倍；這是由翼緣的局部彎曲造成的。底緣局部彎曲發(fā)生在整個板的平均應(yīng)變達(dá)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(dǎo)致一個十分彎曲的波紋。5.2.2 累計能量的消散 試樣的累計能量消散見圖24。累計能量消散是以封入?yún)^(qū)域的橫向荷載的滯后回線之和表示的。能量消散在加載到12周以后在2.5△y

13、處開始增加。對于飄移電平，點平的很小變化會帶來很大的能量耗散。試樣2比試樣1消耗更多的能量，它是在RBS過度部分?jǐn)嗔训?。然而，對?個試樣來說，在θ=0.04rad時，其周期是相似的?？偟膩碚f，在試樣1和試樣2中，負(fù)的周期下的能量消散比</p><p><b>　　外文原文</b></p><p>　　Cyclic behavior of steel moment f

14、rameconnections under varying axial load and lateral displacements</p><p>　　Abstract: This paper discusses the cyclic behavior of four steel moment connections tested under variable axial load and lateral d

15、isplacements. The beam specim- ens consisted of a reducedbeam section, wing plates and longitudinal stiffeners. The test specimens were subjected to varying axial forces and lateral displace- ments to simulate the effect

16、s on beams in a Coupled-Girder Moment-Resisting Framing system under lateral loading. The test results showed that the specim- ens responded in a duct</p><p>　　Fig. 3. △y was calcu-  lated based on Eqs.

17、 (5.1) and (5.2) from [6], as follows:      P–M hinge load–deformation model points C, D and E are based on Table 5.4 from [6] for △y was taken as 0.01 rad per Note 3 in [6], Table 5.8. Shear h

18、inge load- load–deformation model points C, D and E are based on Table 5.8 [6], Link Beam, Item a. A strain hardening slope between points B and C of 3% of the elastic slope was assumed for both models. The followi

19、ng relationship was used to account for mom</p><p>　　3. Experimental programThe experimental set-up for studying the behavior of a connection was based on Fig. 6(a). Using the plastic displacement dp, plast

20、ic rotation gp, and plastic story drift angle qp shown in the figure, from geometry, it follows that:And: in which d and g include the elastic components. Approximations as above are used  for large inelastic beam d

21、eformations. The diagram in Fig. 6(a) suggest that a sub  assemblage with displacements controlled in the manner shown in Fig. 6(b)</p><p>　　The longitudinal strains along the centerline of the bottom–f

22、lange outer face are shown in Figs. 22 and 23 for positive and negative cycles, respectively. From Fig.23, it is found that the strain on the RBS becomes several times larg- er than that near the column after cycles at –

23、1.5_y; this is responsible for the   flange local buckling. Bottom flange local buckling occurred when the average strain in the plate reached the strain-hardening value (esh _ 0.018) and the reduced-beam port