弹塑性钢阻尼器

弹塑性钢阻尼器（精选四篇）

弹塑性钢阻尼器 篇1

在采用减震技术的结构体系中, 结构的某些非承重构件被设计成具有较大耗能能力的特殊元件——弹塑性钢阻尼器[1], 小震时, 结构本身具有足够的侧向刚度以满足使用要求, 结构处于弹性状态;大震时, 随着结构侧向变形的增大, 弹塑性钢阻尼器率先进入非弹性状态, 产生较大阻尼, 集中地耗散结构的地震或风振能量, 迅速衰减结构的振动反应, 从而避免或减小主体结构的损伤。

1 弹塑性钢阻尼器的减隔震原理

弹塑性钢阻尼器利用钢材弹性变形及塑性滞回特性研发, 在弹性范围内具有较高的刚度, 可抵御桥梁工程正常运行的制动力、风作用力等。当地震来临时, 钢阻尼器率先进入塑性, 具有良好塑性滞回性能, 在一定位移下运动耗散地震能量。弹塑性钢阻尼器的位移与力的滞回关系见图1。

从力学模型上看属双线性力学模型, K1是屈服前刚度, K2是屈服后刚度, Sy为屈服位移, Sd为塑性变形位移。图2为测试滞回曲线及有限元仿真结果, 表现结果与双线性力学模型基本一致。

2 桥梁工程应用方法

高震区大跨度桥梁在选用弹塑性阻尼器时考虑正常运营工况和地震工况, 对于活动墩应考虑温度位移。根据工程需求可以在纵桥向、横桥向或2个方向设置弹塑性钢阻尼器。以三跨连续梁为例, 解释说明弹塑性钢阻尼装置的布置方法。

2.1 纵桥向减隔震方案

常见三跨连续梁支座布置方式见图3, 固定墩设置固定支座, 其余墩设置纵向活动型支座。由于弹塑性钢阻尼器无法释放温度位移, 因此, 弹塑性钢阻尼器设置在固定墩处。固定墩设置的固定支座为正常工况下固定, 地震时支座可以剪断, 释放纵向位移的功能。两港公路大治河桥采用纵向减隔震方案, 布置4个3 250 k N的弹塑性钢阻尼器用于整桥纵桥向减隔震。其固定墩弹塑性钢阻尼器布置方式见图4。

2.2 横桥向减隔震方案

横桥向设置弹塑性钢阻尼器时不受温度位移的约束, 但具有一定弹性变形能力满足横向温度位移的需求。弹塑性钢阻尼器与支座结合设计成弹塑性钢阻尼支座, 便于安装, 横向减隔震布置方式见图5。

2.3 纵、横桥向减隔震方案

桥梁设计考虑纵向、横向同时减隔震时, 将上述2种布置叠加起来, 满足双向减隔震。

3 弹塑性阻尼器参数计算方法

桥梁上设置弹塑性钢阻尼器需要通过非线性时程分析计算得到屈服力和地震位移, 为了更快、更有效地得到最优参数, 按照以下步骤进行分析。

1) 建立3-D有限元分析模型。弹塑性钢阻尼器采用双线性力学本构关系。

2) 假定弹塑性钢阻尼器的参数。屈服力:0.1g地震区域的桥梁工程整桥屈服力总和取10%梁体质量, 0.1g以上地震区域的桥梁工程整桥屈服力总和取15%梁体质量。屈服位移:0.1g地震区域取15 mm, 0.1g以上取20 mm。

3) 进行非线性时程分析。选取合适地震波进行非线性时程分析, 得到弹塑性钢阻尼器滞回位移, 检查滞回位移是在屈服位移10倍左右。若滞回位移与屈服位移比值>10倍, 需要增加屈服力或增加屈服位移;若滞回位移与屈服位移比值<10倍, 则相应降低。

4) 再次进行非线性时程分析。确认滞回位移与屈服位移比值关系, 直到10倍左右, 此时模型中参数即为该桥最优弹塑性钢阻尼器的参数。

4 弹塑性阻尼器的应用[2]

弹塑性钢阻尼器的核心部件为消能元件, 消能元件的结构种类诸多, 有E型钢、M型钢、弓形钢、X型钢, 这些结构具备形状不规则、尺寸对性能影响大等特点, 因此消能元件加工必须采购数控加工, 既可保证形状, 同时也保证尺寸公差。其余连接部件多采用钢板焊接结构, 加工时需要严格控制焊接质量。消能元件产品照片和弹塑性钢阻尼器产品照片见图6。

弹塑性钢阻尼器安装对其使用安全至关重要, 如安装不得当, 出现弹塑性阻尼器受力时垫石开裂等严重问题。考虑弹塑性钢阻尼器的锚固件有较多锚棒, 通常在垫石预留安装槽, 将锚固件按照设计要求放入安装槽内, 进行再次混凝土浇筑。待混凝土固化达到设计强度后方可以安装弹塑性钢阻尼器, 安装时应注意保证弹塑性钢阻尼器处于水平状态。

5 结语

阐述了弹塑性钢阻尼器的作用和减隔震原理在桥梁工程中的布置方式和参数的确定以及产品在实际工程中的应用, 对桥梁工程选用弹塑性钢阻尼器具有一定指导意义。

参考文献

[1]潘晋, 吴成亮, 仝强, 等.E型钢阻尼器数值仿真及试验研究[J].振动与冲击, 2009, 28 (7) :192-195.

双弧形钢阻尼器试验研究 篇2

自1972年Kelly等人[1]首先研制出一种金属阻尼器以来, 国内外研究者经过几十年的研究, 已经设计出多种不同形状的金属阻尼器[2,3,4,5,6,7,8]。近年来, 在实际桥梁工程中, 我国工程技术人员成功开发并使用了E型、C型和非线性辐阻尼器[9,10,11]等形式的钢阻尼器, 取得了非常好的社会和经济效益。

本文利用低合金高强度钢设计了一种双弧形桥梁防落梁钢阻尼器, 为了研究该型阻尼器对桥梁横向位移的影响, 本文通过试验实测的方式对该装置的水平耗能性能进行了研究。

2 试验装置与测试原理

本文双弧形钢阻尼器样品试验在株洲时代新材料科技股份有限公司ZYDL-YJ10000压剪试验机上完成 (见图1) , 该试验机具备竖向和水平双向加载功能。

在双弧形钢阻尼器的试验过程中, 上加载头 (1) 根据整套试验装置的实际高度进行锁定, 液压加载系统 (8) 通过水平推力杆 (7) 以伸缩的方式推拉下滑动板 (5) 使双弧形V形架下端产生水平位移以模拟装置在地震等强烈作用下产生的水平位移, 其中下滑动板 (5) 通过滚轮 (6) 在下机架上滚动。

3 试验结果与分析

根据文献[12]可知, 金属材料在低周疲劳变形时, 其应力应变曲线形成的滞回环只有在经历一定的循环圈数后才会达到稳定, 这一点也反映于相关行业标准[13]中, 该标准对弹塑性钢耗能元件的试验规定了多级递进加载的方式, 所以对于双弧形防落梁装置这种同样是利用材料的弹塑性变形来耗散外界输入能量的阻尼装置, 也需要对其进行标准位移加载之前对装置进行位移量小于标准位移的多级递进加载试验。

作为对双弧形钢阻尼器构型的初步探讨, 同时考虑到试验机的具体性能, 本文设计了一种标准最大位移为40 mm的小位移试验样品。按照多级加载的要求, 在进行位移幅值为40 mm的标准位移试验前分别进行了幅值为10 mm和20 mm的预加载。试验中水平位移采用三角波形式施加, 下滑板运动速度均为1 mm/s, 每级10个循环, 标准位移变形加载时位移变化曲线如图2所示。

多级递进加载获得的滞回曲线如图3所示, 可以看出, 各级加载所获得的滞回曲线均保持了较好的重合性, 表明在各位移下装置的性能是稳定的;随着装置水平位移的不断增大, 滞回曲线逐渐饱满起来, 产生这种现象的原因是因为在位移较小时, 装置中的材料只在较小的区域发生了塑性变形, 于是所能消耗的能量有限, 形成滞回曲线呈狭长状;随着位移的增大, 防落梁V形架的弧形下支发生塑性变形的区域得到发展[13], 材料在变形过程中所产生的塑性功能增多, 对输入能量的耗散能力增强。

考虑到在使用过程中该型阻尼器受到强烈地震等因素可能造成的实际位移大于设计位移的情况, 依据标准[14]的要求进行了1.2倍标准位移的超载试验。在此次试验中, 不需要采用多级递进加载的方式, 而是直接将幅值为48 mm, 速度1 mm/s的位移三角波加在下滑板上, 总循环次数仍然为10次。由图4的滞回曲线可以看出, 在此条件下, 装置仍然保有了较好的稳定性和耗能效率。

为了研究在极端恶劣环境下装置性能的稳定性, 我们对另两组装置进行了20次标准位移的疲劳试验, 在此过程中, 加载速度也由原来的1 mm/s增加到8 mm/s, 位移加载曲线如图5a) 所示。图5b) 给出了试验所获得的滞回曲线, 可见, 在此速度下装置仍保持了较好的稳定性, 但是各周期变形间的离散程度较低速时大, 这主要源于在加载的过程中仅通过螺栓的固定造成装置的上下底板组件间发生了相对滑动, 其中编号为12号的阻尼器在试验前, 在安装螺栓后位于下滑动板上可用的T型槽中插入了T型定位销以增强对装置的固定作用, 而在进行8号试验前, 进行了加固, 结果8号试件数据中的离散较之12号减小。这也与在试验过程所观察到的在相对高速加载下, 下滑动板运动到背离液压加载系统的一侧时会发生一定幅度的翘起有关, 且此时下滑台的移动速度为8 mm/s, 而此试验机最大加载速度为10 mm/s, 试验机液压加载系统的工作稳定性也受到了影响。

由于一般钢材的力学性能均具有较强的应变率相关性, 为探究以上两种加载速度下装置耗能性能的差异, 图6给出了40 mm幅值下不同加载速度时装置的滞回曲线, 由图可知, 该装置的滞回曲线不会随着加载速度的变化产生显著的变化, 表明在上述两种加载速度之间装置耗能能力与加载速度无关, 材料的应变率相关性对装置整体耗能的影响不明显。

4 结语

通过对一种设计最大位移为40 mm的双弧形钢阻尼器进行试验测试, 获得了装置在不同工况下的滞回曲线, 由获取的曲线可知:

1) 该型装置具备一定的水平耗能作用, 能对地震等作用下桥梁的落梁风险起到减小作用;

弹塑性钢阻尼器 篇3

1 计算模型

悬挂式附加阻尼装置的巨型钢框架支撑体系计算模型 (以下简称MSBF, 图1) , 采用方形平面, 平面尺寸36m× 36m, 总高216m, 共54层, 每个8层设置一道巨型梁层。每个巨型梁下, 设置巨型八字支撑, 在巨型八字支撑与下一层巨型梁之间再设置预应力拉索。子结构每个悬挂段悬吊7个楼层, 吊杆间距为6m, 子结构楼面梁与吊杆刚接, 楼面梁两端各向外悬挑2m。同时在悬挂楼层尾段与巨型结构之间安装粘弹性阻尼器, 刚度取4000kN/m, 阻尼取20000kN.s/m, 详见图4, 图中A为粘弹性阻尼器安装位置。

运用SAP2000有限元分析软件, 建立结构整体模型。梁柱构件采用空间杆单元模拟, 楼板单元采用四节点板壳单元模拟, 粘弹性阻尼器采用阻尼连接单元模拟。预应力拉索由索单元模拟, 由于拉索不受弯、不受扭, 惯性矩修正系数为1%, 采用负温度模拟拉索的预拉力。

2 悬挂式附加阻尼的巨型钢框架支撑体系水平地震分析

三条典型强震地震记录分别为1940年EL-centro NS地震波、1976年迁安NS地震波和天津波NS地震波, 并将最大加速度峰值调整为110gal, 地震持时取20s, 时间步长0.02s。分析工况设置Time History非线性, 考虑几何非线性和材料非线性。同时进行巨型钢框架悬挂体系 (以下简称MSF, 图2, MSF是将MSBF中的巨型支撑、阻尼器和预应力拉索删除, 其余条件相同, 包括:约束条件、构件截面、荷载取值、分析工况。) 、巨型钢桁架悬挂体系 (以下简称MTF, 图3, MTF是将MSF加上巨型斜支撑, 斜支撑尺寸与MFBS体系中的巨型八字支撑相同, 且其余条件相同) 与悬挂式巨型钢框架支撑体系 (以下简称MSBF0, 是将MSBF取消无附加阻尼) 的水平地震非线性时程分析, 分析工况和荷载取值均与MSBF相同。

2.1 巨型结构 (主结构)

图5是三种工况下四种体系结构顶点的位移和加速度时程图, 由其可知, 在EL-centro波作用下, MSBF体系结构顶点最大位移最小, 加速度峰值与MTS体系相同。MSBF0和MTS体系顶点的位移时程曲线变化趋势基本相同, 而MFS体系顶点的位移时程曲线像是把前者的时间轴放大, 对外在激励表现的要比前二者迟缓, 曲线变化趋势基本与前二者相同。在EL-centro波作用下MFS体系顶点的位移时程曲线没有衰减, 这是由于MFS体系抗侧刚度较小, 结构柔性较大造成的。在迁安波作用下, MTS体系地震响应与其余二者很不同, 结构顶点的最大位移、速度较大, 都出现在地震响应的前5秒。同时MTS体系顶点的位移时程曲线下飘, 位移基本出现在负轴向。四种体系的加速度时程曲线都衰减的很快, 5秒后加速度已经相当小了。在天津波作用下, 同样观察到MTS体系地震前期地震响应相对较大, 但顶点的最大位移和加速度并没有在前5秒出现, 都集中在第8秒附近。MSBF、MSBF0与MFS体系顶点的位移和加速度在前7秒都较小, 在7秒之后才开始大幅度波动。

总体上看, 四种体系顶点的位移和加速度在迁安波作用下最小, 在天津波作用下最大。三种工况下MSBF0体系与MFS、MTS体系比较, MSBF0体系顶点的最大位移都较小, 但加速度相对较大。MSBF体系使用阻尼器, 在三种工况下的结构顶点位移和加速度峰值比MSBF0体系都有一定程度地减小, 基本解决MSBF0体系结构顶点加速度较大的问题。同时阻尼器消能减震, 在地震后期MSBF体系的加速度时程曲线明显比MSBF0体系衰减地快。

2.2 悬挂结构 (子结构)

图6是三种工况下四种体系第六主结构层的悬挂结构尾端的位移和加速度时程图, 将图5与图6比较发现, 在地震前期MFS、MTS和MSBF0体系的第六主结构层的悬挂结构尾端的加速度时程曲线比相应体系顶点的加速度时程曲线要稀疏, 不密集, 悬挂结构的地震动响应比巨型结构要迟缓, 二者对外在激励响应存在时间差。这是由于地震前期悬挂结构在巨型结构带动下滞后于巨型结构震动。而悬挂结构滞后震动将会产生惯性力, 并反作用于巨型结构, 当这种惯性力与巨型结构运动方向相反时, 结构将明显减小地震动响应。但是到地震后期, 二者运动波形相似, 呈现比较单调的摆动。说明整个结构体系是以悬挂结构频率为基频的振动, 也就是说, 巨型结构是在悬挂结构的驱动下按悬挂结构的频率进行振动的。

MSBF体系由于附加阻尼器, 不但明显减小悬挂结构的最大位移, 有效克服悬挂结构侧移太大的问题, 还减小悬挂结构的最大加速度。同时在地震后期MSBF体系的加速度时程曲线明显比MSBF0体系衰减地快, 这是由于阻尼器消耗地震能量, 减小悬挂结构对巨型结构的驱动作用, 从而减小巨型结构震动幅度。

2.3 预应力拉索

研究表明, 在EL-centro波作用下MSBF0和MSBF体系Y平面的预应力拉索的轴力增量 (轴力增量是相对于结构在重力荷载代表值作用下的轴力变化) 峰值要比X平面的大, Y平面预应力拉索从上到下的轴力增量峰值呈现增大趋势。EL-centro波作用下MSBF0体系Y平面索轴力增量波动幅度为2.8%, MSBF体系轴力增量波动幅度为1.6%, 比MSBF0体系显著减小。这主要是因为阻尼器耗能减震提高结构的抗震能力, 结构相对振动幅度小了, 预应力拉索轴力变化幅度随之减小, 这样有利于预应力拉索的维护, 减少预应力拉索由于轴力不断变化造成的疲劳破坏。

3 悬挂式附加阻尼的巨型钢框架支撑体系竖向地震分析

三条典型强震地震记录与水平地震相同, 取地震加速度值的65%沿z方向输入。

3.1 巨型结构 (主结构)

图8可以看出三种工况下MSBF体系巨型柱内角肢顶点z方向的加速度峰值都在0.0158m/s2左右, 且都是出现在地震响应零时刻。此点相应x、y方向加速度峰值则比较小, 只有0.003 m/s2和0.002 m/s2。由以上分析可以知道, 竖向地震作用下MSBF体系巨型柱的地震响应并不强烈, 巨型柱对竖向地震不敏感。

MFBS体系巨型柱内角肢杆件轴力增量峰值最大72kN, 不足重力荷载代表值作用下相应杆件轴力的0.2%。与MFS、MTS体系比较, MFS体系巨型柱内角肢杆件轴力增量峰值最大17827kN, 达到重力荷载代表值作用下相应杆件轴力的54.5%, MTS体系增量峰值1271kN, 达到重力荷载代表值作用下相应杆件轴力的4.3%。

由图9可以看出, MSBF体系巨型梁下弦中点z方向加速度峰值从下至上基本呈现递增趋势。三种工况下巨型梁下弦中点z方向的加速度峰值都出现在零时刻, 第六层与其余五层不同, 加速度峰值是负值, 即方向为-z, 这主要是由于MSBF体系第六层巨型梁只有巨型八字支撑协助巨型梁承受竖向荷载, 不像其余五层还存在预应力拉索帮助巨型梁承担荷载。0.5秒后巨型梁下弦中点z方向的加速度基本就围绕零值上下波动, 三种工况中迁安波相对波动最猛烈, 天津波波动最平缓。考察了梁柱交汇主节点和巨型梁1/4处竖向地震作用下的加速度时程图, 发现梁柱交汇主节点和巨型梁1/4处竖向地震作用下的加速度峰值小于相应巨型梁中点的加速度峰值。

与MFS、MTS体系比较, MFS体系巨型梁下弦中点z方向加速度峰值达到13.61 m/s2, 出现大跨悬臂结构显著放大竖向地震的现象。这说明MFS体系竖向刚度不够均匀, 巨型梁刚度不足, 需要加大调整结构刚度。MTS体系巨型梁下弦中点z方向加速度峰值达到0.678 m/s2, 比MFBS体系要大, 但是相对竖向地震而言较小, MTS体系也并未出现大跨悬臂结构显著放大竖向地震的现象。这是因为MTS体系的巨型斜支撑提高了结构竖向刚度, 避免了刚度突变导致的竖向地震作用剧增现象。

3.2 悬挂结构 (子结构)

由图10可知, 三种工况下MFBS体系悬挂楼段尾层质心点z方向加速度峰值基本一致, 最大0.046 m/s2, 最小0.001m/s2。与巨型梁下弦中点z方向加速度峰值性质相似, 悬挂楼层质心点z方向加速度峰值从下至上基本呈现递增趋势, 特别是最上部悬挂楼层响应增长速率明显大于下部, 类似于“鞭梢效应”, 应特别予以重视。图10与图9比较, 除第六层出外, 悬挂楼段尾层质心点的z方向加速度峰值都大于相应巨型梁下弦中点的加速度峰值, 这是由子结构梁与巨型梁刚度差异造成的, 二者加速度峰值差距不大, 说明二者刚度比比较合适。

3.3 预应力拉索

三种工况下预应力拉索索力最小1007kN, 最大10875 kN。预应力拉索竖向地震响应比较小, 预应力拉索轴力时程曲线虽然出现波动, 但是波动的幅度非常小, 不到相应预应力拉索在重力荷载代表值作用下索力的0.5%。这主要是由于预应力拉索一端连接巨型柱, 另一端与巨型梁相连, 而MFBS体系巨型柱与巨型梁对竖向地震的响应都不敏感, 相对位移比较小, 因而预应力拉索轴力变化平稳。预应力拉索不失效, 有利于MFBS体系抵抗竖向荷载和水平荷载。

4 小结

通过对以上四种体系的地震非线性时程分析及比较, 可以得到如下结论:

(1) 在上述三种水平地震作用下, 悬挂式巨型钢框架支撑体系与巨型钢框架悬挂体系和巨型钢桁架悬挂体系比较, 悬挂式巨型钢框架支撑体系顶点的最大位移都较小, 但最大加速度相对较大。附加阻尼器后, 减小了结构顶点地震响应的最大位移和加速度, 基本解决悬挂式巨型钢框架支撑体系结构顶点加速度较大的问题。

(2) 附加阻尼的悬挂式巨型钢框架支撑体系显著减小悬挂结构水平地震作用的位移响应, 有效克服悬挂结构侧移太大的问题, 防止主次结构碰撞损伤。同时还减小悬挂结构的加速度, 减小悬挂结构对主结构的驱动作用。

(3) 由于阻尼器消能减震提高结构的抗震性能, 附加阻尼的悬挂式巨型钢框架支撑体系比悬挂式巨型钢框架支撑体系降低了预应力拉索地震响应的轴力变化幅度, 轴力时程曲线相对平缓, 这样有利于预应力拉索的维护, 减小预应力拉索由于轴力不断变化而造成的疲劳破坏。

(4) 附加阻尼的悬挂式巨型钢框架支撑体系的巨型梁竖向地震响应与普通结构基本相当, 并未出现大跨悬臂结构显著放大竖向地震的现象。这主要是因为附加阻尼的悬挂式巨型钢框架支撑体系巨型梁刚度相当大, 同时巨型八字支撑帮助巨型梁承受竖向地震作用, 整体竖向刚度要均匀得多, 避免了刚度突变导致的竖向地震作用剧增现象。

参考文献

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[4]王肇民, 邓洪洲, 董军, 高层巨型框架悬挂结构体系抗震性能研究[J], 建筑结构学报, 1999, 20 (1) :23~30.

[5]A.Wada, Y.H.Huang.Preliminary Seismic Design of Damage Toler-ant Tall Building Structures[J].A New Direction in Seismic Design, 1995.

弹塑性钢阻尼器 篇4

1 金属阻尼器的特性与减震原理

金属的弹塑性变形[4]是消耗地震能量最有效的机制之一。制作阻尼器常用的金属材料有钢材 (软钢和低屈服点钢) 、铅和形状记忆合金等。为了解金属阻尼器的性能, 必须研究金属产生塑性变形的机制。

图1为某金属在简单拉伸时的应力-应变曲线, 开始时应力σ与应变ε成正比, 比例常数就是杨氏模量E。该曲线的弹性段在加载和卸载时是能重复产生, 可用下式表示:

所以σ-ε曲线的斜率是E。

相应的剪应力τ与剪应变γ之间的关系为

式中:G-剪切模量。

如果应变继续增加, 它将达到一个材料屈服值 (图1中的屈服点B) 。应力进一步增加导致产生的塑性段曲线, 软钢的塑性段曲线以中等坡度上升。如果应力从一个很高的值降到零, 则曲线为图1中的CD线。卸载时金属不再回到其初始状态, 而留有残留变形。卸载曲线有与弹性段相同的梯度, 即杨氏模量和剪切模量。

图1中的面积ABCF代表输入功, 而面积DCF代表在C点时金属中储存的弹性能, 同时也是卸载到D点时释放的弹

性能。上述两个面积之差ABCD代表金属中吸收的滞变能。软钢将大部分能量转变成热量, 还有一部分在与硬化和疲劳有关的状态变化中被吸收。

2 ANSYS数值算例

2.1 工程背景与计算分析。

本文选择一栋12层钢框架结构, 层高均为3.3m, 总高度为39.6m。钢框架的柱子尺寸为 (B×b×t) 500×500×24, 梁截面尺寸为 (d×B×tw×tf) 500×250×14×16。楼板厚度为130mm。

计算模型如图2, 梁、柱均采用Beam188单元, 楼板采用Shell63单元, 阻尼器采用Combin40单元。金属阻尼器采用人字支撑。结构采用瑞利 (Rayleigh) 阻尼, 即公式[C]=α[M]+β[K]。

为分析阻尼器布置方式对侧移的控制, 给出了六种分析工况。

工况一:纯钢框架结构, 不布置阻尼器;工况二:阻尼器布置在框架的两个边跨, 全楼布置;工况三:阻尼器布置在框架的两个边跨, 全楼隔层布置;工况四:阻尼器布置在框架的两个边跨, 布置1-6层;工况五:阻尼器布置在框架的两个边跨, 布置1-9层;工况六:阻尼器布置在框架的两个边跨, 隔层布置1-9层。

选取一条天然地震波:EI Centro波。由于耗能体系的减震特性主要体现在大震情况下, 因此地震加速度峰值调整为400gal。

2.2 侧移控制分析。

为研究几种阻尼器布置方案的减震性能, 输入地震波对工况一至工况六进行弹塑性时程分析。《建筑抗震设计规范》 (GB50011-2010) 在对高层钢框架罕遇地震作用下的要求是要满足层间位移角在1/50的限值内[5]。图3给出了在EI Centro波作用下各工况的反应峰值。

从图3的最大层位移可以看出, 装有阻尼器的结构的各个工况在侧移上都比未装设阻尼器的结构有明显的减小;从最大层间位移角上可以看出, 无控结构在中下部发生较大层间位移, 有控结构相对无控结构均有明显减小, 但工况四仅在下6层装设控制装置, 6层上的层间侧移发生突变。综合来看, 工况六的阻尼器设置数量最少, 侧移控制效果明显。按工况六布置阻尼器的结构既拥有理想的侧移控制效果, 同时还拥有良好的经济效果。

3 结论

通过计算分析比较, 可以得到以下结论: (1) 设置金属阻尼器后, 高层钢框架结构的地震反应 (位移、层间位移角) 均得到有效控制。 (2) 在结构下部70%左右隔层设置金属阻尼器, 其相应结果较接近全楼隔层设置, 这样可以在达到良好减震效果的同时取得良好的经济效益。

摘要：随着金属阻尼器在建筑结构中的应用, 需要进一步了解其对高层钢结构抗震侧移的控制。本文采用ANSYS有限元分析软件, 对不同位置布置金属阻尼器的工况进行了弹塑性时程分析。结果表明, 在结构下部70%左右隔层设置阻尼器可取得良好的减震效果。

关键词：金属阻尼器,侧移控制,减震性能,Ansys

参考文献

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[4]周云.金属耗能减震结构设计[M].武汉:武汉理工大学出版社, 2006.