2020年1月第1期
JournalofHunanUniversity（NaturalSciences）湖南大学学报（自然科学版）
Vol.47，No.1Jan.2020文章编号：1674—2974（2020）01—0026—10DOI：10.16339/j.cnki.hdxbzkb.2020.01.004
带组合型阻尼器的可更换连梁蒋欢军覮，黄有露，李恺轩
上海200092）（同济大学土木工程防灾国家重点实验室，
在连梁中部设置O型钢板-黏弹性组合型阻尼器.进摘要：提出了一种新型可更换连梁，结果表明组合型行了黏弹性阻尼器、O型钢板阻尼器以及组合型阻尼器的低周反复加载试验，阻尼器具有很强的耗能能力和变形能力.提出了带组合型阻尼器的可更换连梁的结构设计方法，并对带该可更换连梁与带传统钢筋混凝土连梁的一个超高层结构在风荷载和地震作用下的反应进行了对比分析.分析结果表明，在风荷载和小震作用下，黏弹性阻尼器开始耗能，O型钢板阻尼器处于弹性状态；在大震作用下，O型钢板阻尼器屈服，与黏弹性阻尼器共同耗能.组合型阻尼器在风振和不同水准地震作用下均能发挥消能减震作用.带新型可更换连梁的结构具有比传统结构更好的抗风和抗震性能.
设计方法；抗震性能关键词：组合型阻尼器；可更换连梁；中图分类号：TU375；TU352.1
文献标志码：A
ReplaceableCouplingBeamwithCombinedDampers
（StateKeyLaboratoryofDisasterReductioninCivilEngineering,TongjiUniversity,Shanghai200092,China）
JIANGHuanjun覮，HUANGYoulu，LIKaixuan
damperatthemidspanwasproposed.TheO-shapedsteelplatedamper,viscoelasticdamperandcombineddamperanddeformationcapacity.ThedesignmethodforthestructureinstalledwithRCBswasproposed.Theresponsesofasuper-tallstructurewithRCBsunderthewindandearthquakeswerecomparedwiththoseofthestructurewithtradi原
Abstract:Anewtypeofreplaceablecouplingbeam（RCB）withO-shapedsteelplate-viscoelasticcombined
weretestedunderlow-cyclicloading.Thetestresultsshowthatthecombineddamperhasstrongenergy-dissipationtionalRCcouplingbeams.Theresultsshowthat，underthewindandminorearthquake,viscoelasticdampersdissipatedampersyieldanddissipateenergytogetherwithviscoelasticdamper.Thecombineddampersplaytheroleofdissi原patingenergyandreducingtheresponseunderthewindandtheearthquakewithdifferentlevelofintensity.ThestructurewithRCBsexhibitsbetterwindresistanceandearthquakeresistancecapacitythanthetraditionalstructures.
Keywords:combineddamper；replaceablecouplingbeam；designprocedure；seismicperformance
energy，whileO-shapedsteelplatedamperskeepinelasticstate.Undertherareearthquake，O-shapedsteelplate
*
收稿日期：2019-01-24
基金项目：国家重点研发计划项目（2017YFC1500701），NationalKeyR&DProgramofChina（2017YFC1500701）作者简介：蒋欢军（1973—）男，浙江诸暨人，同济大学教授，博士生导师覮通讯联系人，E-mail：jhj73@tongji.edu.cn
第1期蒋欢军等：带组合型阻尼器的可更换连梁
27现阶段我国的抗震设计思想是
“小震不坏、中震可修、大震不倒”，这一思想有效地控制了地震中结构的倒塌和人员伤亡，但大量的震害表明，由于部分
主要构件损伤严重，震后修复困难，
结构往往只能推倒重建，造成巨大的经济损失[1-2]开始，基于性能的抗震设计逐渐.从成为20工程世纪抗震90年的代主
流方向之一[3]，
该方法保证建筑在未来可能发生的地震作用议上2009下具，美日年有学1预者月，期的首次在提美抗震性能出日将地“可震和工程第安全度.
恢复功2能阶段城市合”作作会为
未来地震工程合作的大方向[4]，
可恢复功能结构逐渐成为国内外学者的研究热点.连梁作为剪力墙肢之
间的连接构件，跨高比常小于2，在地震作用下容易形成X形交叉裂缝，难以实现端部塑性铰耗能从而发生脆性剪切破坏.为此，研究人员提出了可更换连
梁的概念，即在连梁中设置可更换消能部件，
在地震发生时消耗结构主要的地震能量，保护主体构件不
发生破坏[5]后更换方便.，若则可可更实换现部建筑件在功强能震的中快发速生恢复破坏.
，
在震2007国年内外克莱姆森学者提大学的出了多Fortney种形式的等可更换连梁.[6]提出部分削弱工2009字钢年连韩梁腹国板的厚度，制成可更换连梁保险摩擦檀国大学的阻尼器，通Chung过摩擦等丝.[7]提出在钢连梁中部附加一个阻尼器来增强连梁的耗能能力.进一步研究表明，将不同耗能机制的耗能部件组合在一起，可以发挥各自的优势从而提升耗能能力.2015年同济大学的朱奇云、吕西林[8]提
出了一种新型橡胶-软钢复合耗能器，
在小变形状态下，剪切钢板带动黏弹性材料发生剪切变形；在大变形状态下，软钢发生剪切变形耗能.
带金属阻尼器的传统连梁耗能能力强，但在小震和风振作用下阻尼器处于弹性状态，无法起到耗能作用；黏弹性阻尼器在很小的位移下即开始耗能，但抗侧刚度较小，单独使用时耗能能力较弱.因此，本文提出了一种带O型钢板-黏弹性组合型阻尼器的新型可更换连梁，该组合型阻尼器在风振和不同水准地震作用下均能发挥消能减震作用，震后便于拆卸更换.给出了组合型阻尼器的构造形式和力学性能计算公式，并进行了阻尼器的低周反复加载试验，进一步提出了带新型可更换连梁结构的设计方法.通过对带新型可更换连梁与带传统钢筋混凝土连梁的超高层结构在风荷载和地震作用下反应的对比分析，验证结构的抗风和抗震性能.
1带组合型阻尼器的可更换连梁
1.1组合型阻尼器组成
组合型阻尼器由一块O形钢板阻尼器和一块黏弹性阻尼器并联而成，通过O型钢板弯曲变形和黏弹性阻尼器剪切变形的耗能机制协同耗能.O形钢板-黏弹性组合型阻尼器的组成和在连梁中的连接形式如图1所示.其中O型钢板阻尼器是将一块钢板弯曲成“O”形并焊接成一体，沿厚度方向在左右两端与外部钢板连接；黏弹性阻尼器是由约束钢板和中间钢板夹着两层黏弹性材料层组成，二者通过高温硫化作用紧密连接，再通过高强螺栓或焊缝连接外部钢板.
连接钢板
黏弹性阻尼器
中间黏钢板
弹性材料
螺栓孔
约束钢板O垫型梁
钢板阻尼器
连接钢板
（a）组合型阻尼器组成
预埋钢板
连接钢板
螺栓
非可更换段
垫梁
O型钢板阻尼器黏弹性阻尼器（b）组合型阻尼器连接形式
图1可更换连梁示意图
Fig.1Schematicdrawingofreplaceablecouplingbeam
连接板并O型钢联而板阻成尼，连接板器由两属块于构U型造钢构件板通，对过中部O型扩钢大
板阻尼器力学性能的影响可以忽略不计，因此由对称性对O型钢板阻尼器的半边结构进行分析.U型钢
板的平面外变形会受到梁的约束限制，仅在圆弧段发生平面内弯曲变形，根据结构力学中的力法相关知识[9]，可得到如下O型钢板阻尼器的主要力学性能计算公式：
K=
12srEwt2+33仔r3，
（1）Fy=滓y3wtr2，
（2）
28湖南大学学报（自然科学版）2020年
uy=FKy=滓（y4srEt+仔r2）.（3）式中：K、Fy、uy分别为O型钢板阻尼器的初始刚度、屈服承载力和屈服位移；t、w、r、s分别为钢板厚度、钢板宽度、圆弧段半径和平直段长度；滓面应力；E为材料的弹性模量.
y为钢板弯曲时截对于黏弹性阻尼器，
采用Shen等[10]提出的等效刚度模型，G计算公式如下：
Keq=1nAt.（4）
式中：G1为黏弹性材料的储能剪切模量；n、A、t分别为黏弹性材料层数、剪切面积和厚度；K效刚度.
eq为等可更换连梁由三部分组成：中间段为可更换的组合型阻尼器，左、右两段均为型钢混凝土梁.可更
换1.2段与阻尼器左右两试验结果
段均采用螺栓连接，
便于震后更换.为研究黏弹性阻尼器、O型钢板阻尼器以及二者并联形成的组合型阻尼器的力学性能和耗能能力，分别对3种阻尼器进行了低周反复加载试验并对试验结果进行分析.
黏弹性阻尼器的剪切面积取为4伊104材料层层数为2层，厚度为16mm，采用应变幅mm2，
值逐渐增大的正弦循环位移加载方式，试件加载照片和试验得到的滞回曲线如图2所示.从图2中可看出，黏弹性阻尼器在很小的位移下即开始耗能，耗能能力良好.在该设计参数下，当加载至150%剪切应变时，黏弹性阻尼器的最大剪力可达到132kN.
1501003.2816mm
5019.2mm24mmmm
mm-100
-50
0-150
-30-20-10位移/mm
0102030
（a）试件照片
（b）滞回曲线
图2黏弹性阻尼器试验Fig.2Testofviscoelasticdamper
设计一个并联式O型钢板阻尼器，其中单个O
型mm钢板阻尼器的设计参数取为22mm伊160mm伊150尼器伊120与并mm联式（t伊wO伊型r伊钢s）.板再将阻尼同尺器组寸合，参数形成的黏弹O性型阻钢板-黏弹性组合型阻尼器.对两种阻尼器在小变形和大变形状态下的耗能性能进行试验研究，现场照片
如图3所示.
（a）并联式O型钢板阻尼器（b）组合型阻尼器
图3现场试验Fig.3Fieldtestofdamper
并联式O型钢板阻尼器试验采用位移控制加载制度，组合型阻尼器试验采用应变幅值逐渐增加的正弦循环位移加载制度，
得到的滞回曲线对比如图4所示.从图中可知，当剪切位移较小时，并联式O型钢板阻尼器基本处于弹性状态，
没有形成滞回环，而组合型阻尼器由于黏弹性阻尼器在很小的变形下即可耗能，滞回环面积较大，
耗能性能良好.300200组合型阻尼器O型钢板阻尼器
1000-100-200-300
-30
-20
-10
位移/mm
0
10
20
30
图4小变形状态下滞回曲线
Fig.4Hystereticcurvesundersmalldeformation
随着加载位移逐渐增大，两种阻尼器的滞回环面积逐渐增大，耗能性能稳定，滞回曲线对比如图5所示.从图中可知，当加载位移达到66mm时，由于组合型阻尼器中的黏弹性材料部分与钢板分离，峰值承载力迅速下降，而此时并联式O型钢板阻尼器仍具有稳定的承载能力和耗能能力.当加载位移达到88mm时，黏弹性材料层与钢板完全脱离，组合型阻尼器的承载能力完全由O型钢板阻尼器承担，二者的滞回曲线基本重合.
第1期
蒋欢军等：带组合型阻尼器的可更换连梁
29500组合型阻尼器300O型钢板阻尼器
100-100-300-500
-150
-100
-50
位移/mm
0
50
100150
图5大变形状态下滞回曲线
Fig.5Hystereticcurvesunderlargedeformation
1.3设计方法
为减轻传统连梁在地震作用下的破坏，实现建筑结构震后可更换、快速修复的要求，可更换连梁的设计要求如下：在风荷载和小震作用下，O形钢板阻尼器处于弹性状态，黏弹性阻尼器工作、耗能；在中
震和大震作用下，O型钢板阻尼器屈服，
与黏弹性阻尼器共同耗能.
采用组合型阻尼器与传统钢筋混凝土连梁等强
度的设计原则.对传统钢筋混凝土连梁，
当采用对称配筋且无斜筋时，其正截面抗弯及抗剪承载力按下列公式计算[11]：
Mc=酌1REfyA（sH0-a忆
s）
，（5）Vc1臆酌1RE（0.38ftbh0+0.9fyvAssvh0），（6）
Vc2臆酌1（0.2茁cfcbh0）.（7）
式中：M为截REc面抗弯承载力；Vc1、Vc2为截面抗剪承载力；酌梁受弯、受RE为钢筋混凝土构件承载力抗震调整系数，
剪时分别取为0.75、0.85；fy、
f筋和箍筋的抗拉强度设计值；fyv分别为纵为单侧t、fc分别为混凝土轴心抗拉、抗压强度设计值；As受拉纵向钢筋截面面积；as忆缘的距离；为受压h0为截区面纵有向效钢高筋度合力点；b为截至面截宽面受压度；A边箍筋截面面积；s为箍筋间距；茁sv为c为混凝土强度影响系数，当混凝土强度等级不超过C50时取1.0.
可更换段中组合型阻尼器的抗剪承载力设计值应满足式（式中：VOSD2V8）要求.Vc=为OSDO+型V钢VSD板逸阻min尼（器2M的c/L抗，V剪承载c1，Vc2）.（8）力；VVSD为黏弹性阻尼器的抗剪承载力；L为传统钢筋混凝土
连梁长尼器O在型度150%钢.
板剪切阻尼应器变屈内服的后刚刚度度变较化小不大，而.黏基弹于性阻阻尼器试验得到的峰值剪力计算结果，给出黏弹性阻尼器的抗剪承载力占截面总剪力的1/3~1/2，其余剪力由O型钢板阻尼器承担.
组合型阻尼器的抗剪刚度相比传统钢筋混凝土连梁的刚度较小，在确定组合型阻尼器的设计参数后需验算结构在多遇地震下的层间位移角是否满足规范限值要求.
对于连梁的可更换段长度，涉及到墙肢与连梁的转动能力及可更换段自身的变形能力.可更换段竖向位移可按式（9）计算.
d=L（9）式中：d、Lf酌=Lwall兹.
f分别为可更换段竖向位移和长度；
L联肢剪力墙墙肢形心之间的距离；酌为可更换wall为段转角；兹为结构层间位移角.
为保证组合型阻尼器满足设计目标，O型钢板阻尼器和黏弹性阻尼器需分别满足下式要求：
Ldwall兹e约uy=d约Lwall兹p，（10）式中：max=L兹兹wall兹pe、p分别臆为结构2t.的弹性和弹塑性层间位（移角11）限值；t为黏弹性材料层厚度；uy为O型钢板阻尼器的1.4屈服设计流程
位移.实际工程中，对于设置可更换连梁的位置确定是十分重要的，最直接的方法是通过结构的弹性反应谱分析确定内力较大的连梁进行替换.一般在高层建筑中，结构总高度1/3位置处连梁的内力最大[12]，往往容易超筋，可设计为可更换连梁.带组合型阻尼器的新型可更换连梁的基行弹1性）根据反应谱结构已分析，有确信息定内，力对较带传本设计大的统连连步梁梁骤，的如将结构进下：
这些连梁作为11）2）新分根据型可别确可更定更换可换连更连梁换梁进行段的长位设计度置L信息.
f、O型，由公钢板式阻（9尼）（器10的）屈服位移uy和黏弹性阻尼器材料层由公3式）根据）初确步定确的定OO型型钢钢板板阻阻尼尼器厚器的度的屈t尺服.
寸位参数移uy，（3t、
w、r、s（分别为钢板厚度、钢板宽度、
圆弧段半径和平直段长剪承载4）度选）力计定.
适算当公的式（剪8）力分承别担确比定例黏，
根据弹性原阻连尼梁器的抗抗剪承载力VVSD和O型钢板阻尼器抗剪承载力VOSD.
（30湖南大学学报（自然科学版）2020年
（确定5）黏选弹择性黏材料弹性的阻层尼数器n的、储构能造剪切刚形式和度黏弹G竖向位移d1）性，材料
根据确定的抗剪承载力VVED和最大max由公式（4）确（等于6）定F根据黏弹y），由公确性定材料的剪切面积A.
式的（2O）进一步型钢板优阻化尼器O型抗钢剪承载板阻尼力器V设
OSD计参数进行7弹）.
采性用反数应值谱模分析拟方法，验对算带层可间更位换移角连梁是否的结构满足再
规范要求，若满足要求，则结束设计，否则回到步骤4）重新设计.
2超高层结构计算模型
2.1模型参数
本文作者课题组设计了一个50层带有传统钢筋混凝土连梁的超高层型钢混凝土框架-混凝土核心筒Benchmark模型[13]（简称CBM），标准层的结构平面布置如图6所示.
12000
40004000400048000
400040004000
12000
1200040004000400040004000400012000
图6标准层的结构平面布置Fig.6Structuralplanlayoutsoftypicalfloor
结构底层层高为6m，其余楼层层高为4.5m，总高度为226.5m.抗震设防烈度为8度（0.2g），场地类别为芋类，设计分组为第1组，特征周期为0.45s，基本风压为0.55kN/m2，场地粗糙度类别为C类.型钢混凝土柱和核心筒的混凝土强度等级为C60，楼板Q345的混凝土750mm；连，梁宽的强度混凝土度等级与墙厚强为相同度等C35，随级，钢材强度等级均为结构为C60高，度截的面增高加度为而减
小m.楼面及屋面恒载均为4kN/m2，楼面活载为3kN/
2，屋可更换连梁设计
面活载取0.5kN/m22.2.CBM带层两个正新方交型可向两的个更连方换梁向连内的梁力弹的均性结构模型较反大，
应简称为NBM.由考虑谱分析经济可性知和，11~20
NBM的抗侧刚度，对CBM11~20层之间所有X方向的连
梁进行更换，每层10根，共计100根；
对CBM11~20层之间Y方向中部的两排连梁进行更换，每层14根，共计140根.根据可更换连梁的设计流程，确定的O型钢板和黏弹性阻尼器设计参数见表1.
表1O型钢板阻尼器和黏弹性阻尼器设计参数Tab.1DesignparametersofO-shapedsteelplate
damperandviscoelasticdamper
连梁O设计型钢参数板阻/mm尼器黏弹性阻尼器设计参数位置twrsnt/mmA/mm2X外墙22100120130240450X内墙22100120130—40400Y外墙221007560—20400Y内墙
22
100
75
60
—
20
300
2.3计算模型
对于材料的应力-应变关系，型钢和钢筋均采用双折线模型，对不同类型的构件混凝土的本构关系选择不同.外框架中的型钢混凝土柱和剪力墙中的约束边缘构件的箍筋配置较多，对混凝土的约束作用明显，使用考虑箍筋约束效应的Mander模型[14]；连梁、楼板和剪力墙中非约束边缘构件的墙体使用
混凝土结构设计规范》（GB50010—2010）中建议的
本构模型.使用Perform-3D有限元软件建立结构的计算模型.
Element梁、柱、剪力墙分拟.需要指出、Shear的Wall是，Perform-3DElement别选择，采Beam中用没纤维截Element有可直面进行模、Column接用来模拟SRC柱的单元，实际建模过程中，可以将SRC柱中的型钢纤维通过面积等效的方法离散成钢筋纤维.对Kelvin-Voigt黏弹性阻尼模型器，参照多伦多大学Lyons建立的[15]，并通过并联一个提供刚度的弹性杆及提供黏滞力的Fluid单元达到拟合效果.对O型钢板阻尼器，取一个位移相关型剪切铰提供剪力，通过与剪切铰串联的钢梁单元提供抗剪刚度及轴向刚度.
《第1期蒋欢军等：带组合型阻尼器的可更换连梁
312.4模态分析
通过结构的模态分析，可得到结构基本动力特性20阶.对前模比态发现的对NBM比见表和2.CBM从的模态振型完全一致，3构的层整X体方刚向度的有连所梁削全弱部，第替表换2中可看出，由于一成周期可更增换大连了梁8.65%，因此11~，结Y方向的连梁做了部分替换，周期增大了5.2%，第三振型即扭转周期增大了16%，对结构的Z向振型及局部振型周期没有影响.结构扭转为主的第一自振周期与0.85的平要求动为主的第一自振周期之比满足规范限值表2.
CBM和NBM前3阶模态周期对比
Tab.2Comparisonofmodalperiodsofthefirst3
modesbetweenCBMandNBM
振型号 周期/sCBM NBM相差/%振型属性14.7305.1398.65X向平动24.2344.4545.20Y向平动33.4123.95816.00扭转2.5反应谱分析
对CBM和NBM进行8度小震作用下的弹性反应谱分析，层间位移角计算结果如图7所示.从图中结果可知，由于NBM11~20层设置了可更换连梁，层间位移角增大，X、Y方向层间位移角最大增幅分别达到41.42%、39.13%，但仍满足规范规定的弹性层间位移角限值1/549（线性内插得到）的要求.此外，NBM和CBM相比，最大层间位移角所在的楼层位置也发生了变化.
5040NBM
CBM
30201000
3
6
9
12
15
18
层间位移角/10-4（a）X向
5040NBM
CBM
30201000
3
层间位移角6
/10-49
12
（b）Y向
图7两种结构层间位移角对比
Fig.7Comparisontwokindsofinter-storyofstructures
driftratiobetween
3弹塑性时程分析
3.1地震波选取
结合场地条件和结构动力特性，选择5条天然波和2条人工波共计7条地震波作为输入地震波，其中4条天然地震波来自PEER强震记录数据库，另外1条天然地震波为汶川波.地震波采用双向输入0.85，，两多个遇方地向震输入加速和罕遇地度震幅作值用之下间的的加速比例度关峰系值分为别
1颐为70gal、400gal.选取的地震波信息见表3.各条地震8所示波的.
加速度反应谱与规范设计反应谱的对比如图表3地震波信息
Tab.3Seismicwaveinformation
序号地震名称记录台站所选分量1ImperialValley1940117ElCentroArray#9ELC2702CapeMendocino199289486FortunaBlvdFOR0903ImperialValley1979
412ElCentroArray#10
H-EI00504Kobe19950TakatoriTAK0005汶川波2018卧龙站汶川NS6
HMW1人工波HMW17HMW2人工波HMW232湖南大学学报（自然科学版）2020年
0.3汶川TAK000NS0.2ELC270HMW1HMW20.1H-EI0050FOR090规范反应谱
0
012
周期/s
3456
图8地震波反应谱及规范设计反应谱对比Fig.8Comparisonwithofcodeaccelerationdesignspectrum
spectraofearthquakes
3.23.2.1地震时程分析结果
表层4间列位移出了两角
个结构在多遇地震和罕遇地震作
用下最大层间位移角的对比结果.整体而言，
在多遇地震作用下，NBM的最大层间位移角大于CBM，主要原因在于可更换连梁的刚度小于普通钢筋混凝土连梁，NBM的抗侧刚度小于CBM，两个结构的平均层间位移角均满足规范限值1/549的要求.NBM的
最大层间位移角增加不多，
平均增大2%.表4结构层间位移角最大值Tab.4Maximuminter-storydriftratio
%
地震波方向
多遇地震罕遇地震XCBM0.18NBM0.16-9.24差值CBM0.84NBM0.70-16.49差值ELC270Y0.080.080.330.430.36-14.57FOR090X0.220.21-6.421.361.434.91Y0.250.266.511.331.25-6.23H-EI0050X0.390.426.171.871.74-6.72Y0.210.210.291.090.95-13.09TAK000X0.250.277.191.130.81-27.69Y0.190.203.190.890.71-19.78汶川NS
X0.050.058.390.230.22-3.25Y0.040.046.550.120.11-8.73HMW1X0.140.13-2.770.870.81-6.93Y0.130.12-6.340.740.69-6.91HMW2X0.110.1311.810.830.67-19.48Y0.100.10-1.430.420.443.15平均值
X0.190.201.941.020.91-10.37Y
0.14
0.14
1.51
0.72
0.64
-10.20
在罕遇地震作用下，整体而言，NBM的最大层间位移角小于CBM，特别是在ELC270波、H-EI0050波NBM和TAK000波作用下，层间位时NBM的最的大平均层间层位间移角位移角平均比移角满足CBM控规范限值减制小效1/10010%.果显著此.的要求3.2.2.
限阻尼器耗于篇幅，以能性能
NBM第15层的外墙连梁为例，分析其在多遇地震和罕遇地震作用下设置的O型钢板
和黏弹性阻尼器在TAK000波作用下的滞回曲线，如图9、图10所示.
12080400-40-80-120
-12
-9
-6
位移-3
/mm
0
3
6
9
（a）O型钢板阻尼器
150100500-50-100-150
-12
-9
-6
位移-3
/mm
0
3
6
9
（b）黏弹性阻尼器
图9多遇地震作用下滞回曲线
Fig.9Hystereticcurvesunderfrequentearthquakes
在多遇地震作用下，O型钢板阻尼器荷载-位移
曲线为直线，钢板未发生屈服，处于弹性状态，刚度
较大.黏弹性阻尼器滞回曲线饱满，
呈典型的椭圆形状，在很小的位移下即开始耗能.
在罕遇地震作用下，O型钢板阻尼器进入塑性耗能，滞回曲线近似为平行四边形，耗能性能稳定，屈服后刚度较小.黏弹性阻尼器滞回曲线饱满，继续发挥耗能能力，减小了主体结构消耗的地震能量，从
第1期蒋欢军等：带组合型阻尼器的可更换连梁
33而更好地保护了主体结构.
130905010-30-70-110-150
-70
-50
-30
位移/mm
-10
10
30
50
（a）O型钢板阻尼器
800600400200-2000
-400-600-1-800
000
-70-50
-30
位移/mm
-10
10
30
50
（b）黏弹性阻尼器
图10罕遇地震作用下滞回曲线Fig.10Hystereticcurvesunderrareearthquakes
3.2.3在损伤情罕遇地况
震作用下，NBM的剪力墙损伤明显小
于TAK000CBM，尤其是在减TAK000轻主体波作作结用用下构下，的，NBM损可伤更ELC270换和.图连梁波11充、所分H发-EI0050挥耗能性能波和
，剪力示墙为混凝土损伤
在地震波情况对比，不同颜色代表了CBM剪的力墙混凝土出现的最大应变与混凝土极限压应变的比值.可以看出NBM底部剪力墙墙肢的损伤相对较大，出现受压损伤的剪力墙墙肢分布楼层较CBM大体不变，但损伤水平有明显降低.3.3风荷载响应分析
本算例结构高226.5m，需按规范要求进行风荷载作用下的舒适度验算.Perform-3D软件中无法直接定义风荷载，因此需要对风荷载作用进行等效模
拟.具体的方法是根据外立面风荷载体型系数受Benchmark风面积等效模型成分为为均5匀段分，将布每在一该段段的的风节压点力的时程乘时以
将
程，再通过定义节点力的时程实现风荷载的施加.
0
0.1
0.20.3
0.4
0
0.1
0.20.3
0.4
（a）CBM（b）NBM
图11罕遇地震下剪力墙混凝土损伤对比
Fig.11Comparisonwallsofunderdamagerareconditionearthquakes
ofconcreteinshear
结构每一段的风压时程来源于相应的风速时程，对于任意一点的风速时程，一般包括平均风和脉动风两个部分.首先计算结构各段代表点的平均风速，再根据李杰等[16]提出的脉动风速随机Fourier谱模型生成脉动风速时程，将二者叠加后得到各点的风速时程.《建筑结构荷载规范》（GB50009—2012）中给出了风压棕和风速v的换算公式：
棕=1式中：籽2籽v2.
（12）
3.3.1阻尼器滞回为空气密度第曲线
.
仍以NBM15层外墙连梁为例，分析其在风
荷载作用下O型钢板和黏弹性阻尼器的滞回曲线，如图12所示.可看出，在风荷载作用下O型钢板阻尼器荷载-位移曲线保持直线，处于弹性状态；黏弹性阻尼器在较小的位移下即开始耗能，滞回环面积3.3.2不断增加速度反应
大，在风荷载作用下呈现出良好的耗能性能.
13两个所示两个方向多.从结构两图数中楼可个层看方向各层的加速度峰值反应如图
的出加速，相度比峰值有明显CBM，NBM降低在.
X和Y34湖南大学学报（自然科学版）2020年
200-20-40-60-80-7
-6
-5
位-4
移/mm
-3
-2-1
0
1
（a）O型钢板阻尼器
642-20
-4-6
-8-7-6-5位移-4/mm-3-2-1
0
1
（b）黏弹性阻尼器
图12风荷载作用下阻尼器滞回曲线Fig.1250Hystereticcurvesofdamperunderwind
40NBMCBM
30201000
2
4
6
8
10
加速度峰值/10-3g
（a）X向
5040NBM
CBM
30201000
2
4
6
8
10
12
加速度峰值/10-3g
（b）Y向
图13结构各层加速度反应峰值
Fig.13Peakaccelerationofeachstoryofstructure
两个结构顶层的加速度时程如图14所示，X方向和Y方向最大值分别减小10%和16%.两个结构均满足规范限值0.15m/s2的要求.
106NBM
CBM
2-2-6-10
0
10
时间/s
20
30
40（a）X向
128NBMCBM
40-4-8-12
0
10
时间/s
20
30
40（b）Y向
图14结构顶层加速度时程
Fig.14Timehistoryofaccelerationatthetopofstructure
4结论
本文提出了一种带O型钢板-黏弹性组合型阻尼器的可更换连梁，对组合型阻尼器进行了低周反复加载试验，建立了带可更换连梁结构的设计方法并进行了算例分析.通过上述研究，可获得如下主要结论：
下即1开）始耗试验能结，果耗表能性能明，黏良弹好性.阻并尼联式器在很O型小钢的板位阻移
尼器在位移较小时没有形成滞回环，在大变形状态下耗能性能稳定.组合型阻尼器将O型钢板阻尼器和黏弹性阻尼器的优点结合，在风振和不同水准地震作用下均能发挥消能减震作用.
第1期蒋欢军等：带组合型阻尼器的可更换连梁
StructuralEngineering，2007，133（12）：1801—1807.
35可更换连梁设计方法是基于强度等效的原则.带组合型阻尼器的可更换连梁相比于传统混凝土连梁刚度较小，因此将部分传统连梁替换成可更换连梁后，结构的整体刚度会有所下降.
2）提出的带O型钢板-黏弹性组合型阻尼器的
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822.
frictiondampersusingflexureofRCshearwallsystem［J］.The
性状3态）在，多黏遇弹地性震阻作尼用器下开，始耗O型能钢，板NBM阻尼的器层处间于位弹
移角略大于CBM.在罕遇地震作用下，O型钢板阻尼器屈服与黏弹性阻尼器协同耗能，NBM的层间位移角和剪力墙损伤明显小于CBM.在风荷载作用下，O型钢板阻尼器始终保持弹性，黏弹性阻尼器在很小的位移下即开始耗能.相比CBM，NBM的多数楼层的加速度反应有明显降低.
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