Analisis Sismico de Estructuras - Dinamica Estructural
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Dinamica Estructural
GMC
Analisis Ssmico de Estructuras:
Dinamica Estructural
Jose M.a Goicolea
Depto. Mecanica de Medios Continuos
y Teora de Estructuras
17/03/03
J.M. Goicolea Analisis Ssmico de Estructuras
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Dinamica Estructural
I. SISTEMAS LINEALES CON 1 G.D.L.
Oscilador Armonico Simple sin
Amortiguamiento
k m
x
mx = fk(x)
fk(x) = kx V (x) = 12kx2
Conservacion energa:
E = T + V =12mx2 +
12kx2 =
12kA2 (1)
donde A es la amplitud maxima (x = 0).
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Dinamica Estructural
Integracion de la ecuacion
Despejando x en (1):
x =
k
m(A2 x2)
k
mdt =
dxA2 x2 ,
Integrando, denominando 0def=k/m, y tomando como
condicion inicial x = 0 para t = 0,
0t = arc sen( xA
) x(t) = A sen(0t).
En un caso general (condiciones iniciales genericas x0, x0):
x(t) = A sen(0t+ ).
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Dinamica Estructural
Oscilador con Amortiguamiento
k
x
c
mfc = cx mx+ cx+ kx = 0
Si c < ccrit = 2km,
x(t) = Aec2m t sen(Dt+ )
siendo Ddef= 0
1 2; c = 20m. Alternativamente:
x+ 20x+ 20x = 0 (2)
x(t) = Ae0t sen(Dt+ ) (3)
Las constantes (A, ) se calculan mediante las condicionesiniciales (x0, x0).
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Dinamica Estructural
Amortiguamiento
Medida del amortiguamiento: decremento logartmico (),logaritmo del cociente de amplitudes maximas en dos ciclos
sucesivos.
Amplitud ciclo i: ui = Ae0ti.
ti+1 = ti +2piD
= ln(
uiui+1
)=
2pi1 2 2pi
(suficientemente aproximado si 20%).
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Dinamica Estructural
Oscilaciones Forzadas
Ecuacion:
mx+ cx+ kx = p(t) x+ 20x+ 20x =p(t)m
. (4)
Solucion:
x(t) = xh(t) + xp(t),
xh(t) = Ae0t sen(Dt+ );xp(t) : solucion particular. (5) Excitacion armonica
p(t) = p0 sent xp(t) = x0 sen(t p) (6)
x0 =p0
(k m2)2 + c22 =p0/k
(1 2)2 + 422 . (7)
siendo def= /0.
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Dinamica Estructural
Factor de Amplificacion Dinamica
Deformacion estatica: xest = p0k.
Factor de Amplificacion Dinamica:
x0 = Adxest, Ad =1
(1 2)2 + 422 . (8)
1. =
0 1: Ad 0; x0 p0
m2. (controlado por m).
2. =
0 1: Ad 1; x0 xest = p0
k. (controlado por k).
3. =
0 1: Ad maximo (Resonancia);
x0,r =p0c0
; r = 01 22. (controlado por c).
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Dinamica Estructural
Factor de Amplificacion Dinamica
0
1
2
3
4
5
6
0 0.5 1 1.5 2 2.5 3
Factor
derespuestaen
desplaz.,Ad
/0
= 0.01 = 0.05 = 0.10
= 0.20
= 0.70
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Dinamica Estructural
Resonancia. Espectro de Respuesta.
Despreciando la solucion de la homogenea xh(t) 0,
x(t) =p0kAd() sen(t p); (9)
x(t) =p0km
Av() cos(t p); (10)
x(t) = p0mAa() sen(t p). (11)
Donde Av = 0Ad; Aa =0Av =
(0
)2Ad.
En grafica (ln(/0), lnAv): Ad = cte.: lnAv = ln(/0) + lnAd, recta pendiente +45
Aa = cte.: lnAv = ln(/0) + lnAa, recta pendiente 45
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Dinamica Estructural
0.1
1
10
0.1 1 10
Factor
derespuestaen
velocidades,Av
/0
= 0.01 = 0.05 = 0.10
= 0.20
= 0.70
escala medida Ad escala medida AaAa = constante; Ad = constante;
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Dinamica Estructural
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Dinamica Estructural
Excitacion en la base. Ecuaciones
u(t)m
ub(t)
uT (t) = ub(t) + u(t)
muT = f(t) = ku(t) cu(t)mu+ cu+ ku = mub(t)
Excitacion armonica:
ub(t) = ub0 sen(t)
ub = 2ub0 sen(t).
Equivale a fuerza aplicada (fuerza inercial, ficticia):
p(t) = p0 sent; p0 = mub02 .
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Dinamica Estructural
Excitacion en la base. Ecuaciones (2)
Desplazamientos relativos
u(t) =m2ub0
kAd sen(t p) = ub0 (/0)2Ad sen(t p)
Son los que generan los esfuerzos estructurales
Desplazamientos totales
uT = ub + u = ub0 sen(t) + ub0 (/0)2Ad sen(t p)
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Dinamica Estructural
Excitacion en la base. Transmisibilidad.
Sea movimiento en la base ub(t) = ub0 sent. Aceleraciones:
uT (t) = ub + u = ub0[sen(t) + 2Ad sen(t p)
]; def=
0.
Se define la Transmisibilidad como TR def= uT0ub0
;
Qmax,base = m TR; TR =
1 + 422
(1 2)2 + 422
= 0
0: TR 1, uT0 ub0.
= 0
: TR 0, uT0 0.
Si = 0
>2, amortiguamiento aumenta respuesta!
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Dinamica Estructural
Excitacion en la base. Transmisibilidad.
0.1
1
10
100
0.1 1 10
Transmisibilidad,TR=
uT0
ug0
/0
= 0.01
= 0.05
= 0.10
= 0.20
= 0.70
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Dinamica Estructural
Impulso Instantaneo: de Dirac
En t = , se define mediante:(t) = 0 t 6= lmt (t) =; + (t ) dt = 1 (12)
1/
t t
0
f(t)
Prop. fundamental: + g(t)(t ) dt = g()J.M. Goicolea Analisis Ssmico de Estructuras
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Dinamica Estructural
Respuesta a funcion impulso.
Impulso de una fuerza: I def= t1t0f(t)dt = m(v1 v0) = mv.
Fuerza impulsiva o impulso instantaneo: fI(t) = I(t ) Sistema inicialmente en reposo (v0 = 0): impulsoinstantaneo equivale a velocidad inicial v+0 = v0 = I/m,seguida de vibracion libre.
Para impulso unidad (I = 1) en t = , sustituyendo envibracion libre (3) las C.I. (x0 = 0, x0 = 1/m) resultaA = 1mD , = 0:
h(t ) = 1mD
e0(t) sen(D(t )) (t > ) (13)
(funcion elemental de respuesta a un impulso unidad)
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Dinamica Estructural
Respuesta en el tiempo: Convolucion
f(t)
t
f()d
Efecto de f() cualquiera:superposicion lineal de impul-
sos elementales, dI = f() d ; Respuesta (en el instante t)a un impulso elemental (en el
instante ): h(t )f() d Respuesta a f() cualquiera: suma de impulsos elementales,
x(t) = t
h(t )f() d
= t
f()mD
e0(t) sen(D(t )) d(14)
Incluye respuesta en regimen transitorio
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Dinamica Estructural
Ciclo de histeresis en amortiguamiento viscoso
Energa disipada por las fuerzas internas: (fint = ku cu)en un ciclo del regimen permanente, u(t) = u0 sen(t p):
ED = 2pi/0
fintudt
= cu20 2pi/0
[cos2(t p)
+12sen(2t 2p)] dt
= picu20 = 2pi
0ku20
ku0
f
ku0
uu0 u0
El resorte (fk = ku) no desarrolla trabajo. ED depende de la frecuencia !
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Dinamica Estructural
Amortiguamiento Histeretico
Buscamos ED independiente de , mas acorde conresultados experimentales en vibraciones estructurales.
Tomamos c = k
fD = ku:
ED = piku20 = 2piES0 (siendo ES0 =12ku20) (15)
Mas realista para materiales estructurales, pero masincomodo para resolver analticamente.
Amortiguamiento viscoso equivalente: centrado en = 0,
=c
2m0=
2; = 1 eq = 2 (16)
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Dinamica Estructural
Funcion de Respuesta Compleja (I)
Carga definida como funcion compleja:p(t) = p0eit = p0(cos(t) + i sen(t)) (17)
(solo tiene validez fsica la parte real, p0 cos(t))
Respuesta: u(t) = u0eit = u0(cos(t) + i sen(t)), con u0 C. Derivando: u = iu; u = 2u, luego:mu+cu+ku = p(t) u0eit (m2 + ic + k)
= Z(), impedancia
= p0eit (18)
Otra forma de expresar Z():
Z() =[(1 2) + 2i] k, ( =
0
). (19)
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Dinamica Estructural
Funcion de Respuesta Compleja (II)
Funcion de Respuesta Compleja o Admitancia: H() C,
u0Z() = p0 u0 = 1Z()
p0 = H()p0
H() =1/k
(1 2) + 2i (20)
El modulo define la amplitud de la respuesta:
|H()| = 1/k(1 2)2 + 422 = Ad
1k
(21)
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Dinamica Estructural
Rigidez Compleja
Sistema con amortiguamiento histeretico, c = k/.En notacion compleja,
mu+(k
) uiu +ku = p0eit
mu+ k(1 + i) k
u = p0eit (22)
Rigidez compleja: k = k(1 + i) En este caso, la funcion de respuesta compleja es:
H() =1
k(1 + i) +m2=
1/k(1 )2 + i (23)
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Dinamica Estructural
Sistemas con N G.D.L.: Ecuaciones
[M]{u}+ [C]{u}+ [K]{u} = {p(t)}mipup + cipup + kipup = fi, i, p = 1, . . . N
Ejemplo:
k2, c2m2
k1, c1m1
k3, c3m3
u1 u2 u3
[M] =(m1 0 0
0 m2 00 0 m3
); [C] =
( c1+c2 c2 0c2 c2+c3 c30 c3 c3
); [K] =
(k1+k2 k2 0k2 k2+k3 k30 k3 k3
)
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Dinamica Estructural
Sistemas con N G.D.L.: Propiedades
[M]: matriz de masa; simetrica y > 0.
[C]: matriz de amortiguamiento viscoso; 0.[K]: matriz de rigidez; simetrica y > 0.
Linealidad: si {u1} solucion de {f1}, {u2} solucion de {f2},entonces:
{u1}+ {u2} solucion de {f1}+ {f2}
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Dinamica Estructural
Vibraciones libres sin amortiguamiento
Ecuaciones del movimiento (acopladas):
[M]{u}+ [K]{u} = {0}mipup + kipup = 0, i, p = 1, . . . N
Buscamos solucion del tipo {u(t)} = < ({a}Ceit).{a} RN ;C C, C = D + Ei, (D,E R);eit = cos(t) + i sen(t).
< (Ceit) = D cos(t) E sen(t)) = B cos(t )
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Dinamica Estructural
Analisis modal
Sustituyendo en la ecuacion:
{u} = i{a}Ceit; {u} = 2{a}Ceit;(2[M] + [K]) {a}Ceit = {0}Para que exista esta solucion, {a} y deben cumplir:(2[M] + [K]) {a} = {0}Se plantea un problema de autovalores generalizado, en
funcion de = 2:
[K]{a} = [M]{a}(Podra convertirse en un problema de autovalores estandar,
del tipo [A]{a} = {a}, mediante [A] = [M]1[K], pero estollevara a perder la propiedad de simetra.)
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Dinamica Estructural
Analisis modal (2)
Condicion para la existencia de solucion no trivial ({a} 6= {0})(ecuacion caracterstica):
det(2[M] + [K]) = 0
Polinomio de grado N en . Al ser [M] y [K] simetricas y> 0, se obtienen N autovalores reales y positivos.
Para cada autovalor k, resolviendo el problema deautovalores, se obtiene un autovector asociado {ak}. Estequeda definido a falta de una constante (si {ak} esautovector, {ak} tambien lo es). Se denomina:
k =k: frecuencia propia;
{ak}: modo normal de vibracion.
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Dinamica Estructural
Analisis modal (3)
Solucion general combinacion lineal de los N modos:
{u(t)} =Nk=1
{ak}Bk cos(kt k),
donde (Bk, k) son 2N constantes que se obtienen con las 2Ncondiciones iniciales ({u0}, {u0}). Ortogonalidad de los modos normales de vibracion:((Modos correspondientes a frecuencias propias distintas son
ortogonales respecto de la matriz de masa))
{ak}T[M]{al} = 0 si k 6= l. Masa modal:
Mkdef= {ak}T[M]{ak} 6= 0 (= 1 : ((normalizados)))
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Dinamica Estructural
Analisis modal (4)
Definimos la matriz modal como aquella que tiene por filaslos modos normales de vibracion:
[A] =
{a1}T{a2}T
{aN}T
= [aij ]
La matriz modal diagonaliza simultaneamente a lasmatrices de masa y rigidez:
[A][M][A]T = diag(M1,M2, . . .MN )
[A][K][A]T = diag(21M1, 22M2, . . .
2NMN )
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Dinamica Estructural
Analisis modal (5)
La matriz modal permite un cambio de variables, de lascoordenadas geometricas ({u}) a las coordenadas normales({x}). Estas no son mas que las amplitudes, variables con eltiempo, de los modos de vibracion:
{u(t)} = {a1}x1(t) + {a2}x2(t) + . . .+ {aN}xN (t) = [A]T{x}.
Cambiando a las coordenadas normales y premultiplicandopor [A], las ecuaciones quedan desacopladas:
Mkxk + 2kMkxk = 0, k = 1, . . . N
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Dinamica Estructural
Analisis modal (6)
Descomposicion modal espectral de M, K
M =Nk=1
1Mk
(Mak)(aTkM); K =Nk=1
2kMk
(Mak)(aTkM)
Descomposicion modal espectral de M1, K1
M1 =Nk=1
1Mk
akaTk ; K1 =
Nk=1
12kMk
akaTk
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Dinamica Estructural
Oscilaciones libres con amortiguamiento
Sistema de ecuaciones (acopladas):[M]{u}+ [C]{u}+ [K]{u} = {0}
mipup + cipup + kipup = 0, i, p = 1, . . . N
Si Amortiguamiento de Rayleigh ([C] = [M] + [K]):[A][C][A]T = diag(211M1, 222M2, . . . 2NNMN )
Haciendo el cambio a coordenadas normales, ecuacionesdesacopladas:
Mkxk + 2kkMkxk + 2kMkxk = 0, k = 1, . . . N
Solucion general:
{u(t)} =Nk=1
{ak}Bkekkt cos(D,kt k).
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Dinamica Estructural
Vibraciones forzadas
Sistema de ecuaciones (acopladas):
[M]{u}+ [C]{u}+ [K]{u} = {p(t)}mipup + cipup + kipup = pi(t), i, p = 1, . . . N
Solucion general: sol. general homogenea + sol. particularcompleta:
{u(t)} = {uh(t)}+ {up(t)} Sistema con amortiguamiento: lmt{uh(t)} = 0. Regimen permanente (para excitacion periodica):lmt{up(t)}
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Dinamica Estructural
Vibraciones forzadas (2)
Suponemos excitacion definida como
{p(t)} = {s}p(t)
({s} vector de excitacion; p(t) variacion temporal de laexcitacion)
Realizando la descomposicion modal:
{u} = [A]T{x} =Nk=1
{ak}xk(t);
[A][M][A]T{x}+ [A][C][A]T{x}+ [A][K][A]T{x} = [A]{s}p(t)
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Dinamica Estructural
Vibraciones forzadas (3)
resultan N ecuaciones desacopladas,Mkxk + 2kkMkxk + 2kMkxk = akpspp(t)
Pk(t)
k = 1, . . . N
Dividiendo por las masas modales Mk,xk + 2kkxk + 2kxk =
1Mk
akpsp k
p(t) k = 1, . . . N (24)
Pk(t) se denominan fuerzas modales, y los terminosk = 1Mk {ak}T{s} se denominan coeficientes de participacionmodal (Coeficientes de las fuerzas modales por ud. de masa
modal). Determinan las amplitudes modales xk(t). No ofrecenuna definicion intrnseca, dependen del tipo de normalizacion
elegida para los modos de vibracion.
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Dinamica Estructural
Descomposicion modal de la excitacion
El vector de excitacion {s} se puede descomponer comosuma
{s} =Nn=1
{sn} =Nn=1
n[M]{an},
Es inmediato comprobar que la componente {sn} soloproduce respuesta para el modo n (por la ortogonalidad
modal, {am}T{sn} = 0 si m 6= n). La descomposicion en las componentes modales {sn} nodepende de la normalizacion elegida, es intrnseca.
La componente del modo n de la excitacion produce lacomponente modal n del desplazamiento respuesta:
{sn}p(t) = n[M]{an}p(t) = {un(t)} = {an}xn(t)
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Dinamica Estructural
Descomposicion modal de la excitacion (2)
Fuerzas estaticas equivalentes: aplicadas de forma estaticaa la estructura, producen los mismos esfuerzos que la
excitacion dinamica
{fn(t)} = [K]{un} = [K]{an}xn(t)= 2n[M]{an}xn(t)
=2nn{sn}xn(t)
(25)
Los valores de las amplitudes modales xn(t) se calculan delas ecuaciones modales de 1 G.D.L. (24):
xn + 2nnxn + 2nxn = np(t) n = 1, . . . N
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Dinamica Estructural
Descomposicion modal de la excitacion (3)
El maximo desplazamiento obtenido de estas ecuacionesmodales, como se vio en (8), puede determinarse como:
xn,0 = xestn Ad(n) (26)
Si p0 = max[p(t)], el desplazamiento estatico es: xestn =np02n
El factor de amplificacion dinamico Ad(n) depende de lavariacion temporal de la excitacion p(t) y de la frecuenciapropia del modo considerado, n. Para el caso particular de
una excitacion armonica pura de frecuencia , vimos que su
valor es (en funcion de = /n):
Ad =1
(1 2)2 + 422 .
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Dinamica Estructural
Descomposicion modal de la excitacion (4)
Suponemos ahora una determinada componente de larespuesta que interesa determinar, r(t) (p. ej. un esfuerzocortante, un flector, el desplazamiento de un punto
determinado, etc.).
El valor de r(t) podra ser determinado a partir de lasfuerzas estaticas equivalentes (25) (con dependencia lineal de
las mismas). La componente de r(t) debida a la componenten de la excitacion es decir, {sn}p(t) es rn(t), siendor(t) =
Nn=1 rn(t). Sea r
estn la respuesta estatica (debida a
{sn}). Considerando (25)3 y la linealidad de la respuesta, severifica:
rn(t) = restn2nn
xn(t) (27)
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Dinamica Estructural
Descomposicion modal de la excitacion (5)
Sea rn,0 el maximo valor de la respuesta debida al modo n,que provendra de la maxima amplitud modal xn,0 (26).
Sustituyendo en la ecuacion (27),
rn,0 = restn2nn
(np02n
Ad(n))
xn,0 = xestn Ad(n)
= restn p0Ad(n). (28)
La respuesta maxima queda definida como producto de:El factor constante p0 (maximo de p(t));
restn , respuesta estatica a la componente {sn};Ad(n), amplificacion dinamica del modo n;esta amplificacion sera 1 para n altos, 1 para nresonantes, y 0 para n bajos.
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Dinamica Estructural
Descomposicion modal de la excitacion (6)
Teniendo en cuenta la respuesta estatica totalrest =
Nn=1 r
estn , cabe definir unos factores de contribucion
modal (Chopra, 1995):
rn =restnrest
. (29)
Estos factores de contribucion modal rn definen lacontribucion estatica de cada modo en la respuesta
estructural para la componente que se pretende calcular, r(t).A diferencia de los denominados factores de participacion
modal n, no dependen de la normalizacion que se hayallevado a cabo en los modos. Su suma es la unidad,N
n=1 rn = 1.
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Dinamica Estructural
Vibraciones por movimiento de la base
Descomposicion mov. base + mov. rela-tivo:
{uT } = {ub}+ {u}{ub} = {}ub(t)
{}: (vector de influencia).En este caso (2D),
{} = {x} = (1, 0, 1, 0, 1, 0, 1, 0)T
Las ecuaciones resultan:
um4
ub(t)
m3
m2
m1
[M]{u}+ [C]{u}+ [K]{u} = [M]{}ub(t)mipup + cipup + kipup = mippub(t), i, p = 1, . . . n
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Dinamica Estructural
Vibraciones por movimiento de la base (2)
Vectores de influencia:Desplazamientos estaticos en cada
GDL para un movimiento unitario de la
base. Si el apoyo isostatico, son
simplemente los desplazamientos
cinematicos.
ub(t)
u2
u3 u4u1
{x}T = (1, 1, 0, 0)
b(t)
m1
m2
m3
m4
{}T = (y1, y2, y3, y4)
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Dinamica Estructural
Vibraciones por movimiento de la base (3)
Vectores de influencia en caso general (3D, con 6 GDL pornodo): para cada nodo I,
{xI}T =(1 0 0 0 0 0
){yI}T =
(0 1 0 0 0 0
){zI}T =
(0 0 1 0 0 0
){xI }T =
(0 zI yI 1 0 0
){yI }T =
(zI 0 xI 0 1 0
){zI }T =
(yI xI 0 0 0 1
)(siendo (xI , yI , zI) las coordenadas relativas del nodo Irespecto a la base).
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Dinamica Estructural
Vibraciones por movimiento de la base (4)
Cortante Qx en la base, como respuesta a un movimientoimpuesto (ssmico) en direccion x de la misma: se obtiene
tambien mediante el vector de influencia {x}:
Qx = {s}T{x} (30)
Componente modal n de cortante Qx:
Qx,n = {sn}T{x} = xn{an}T[M]{x}; (31)
teniendo en cuenta la definicion de xn, para la excitacion quenos concierne: xn =
1Mn{an}T{s} = 1Mn {an}T[M]{x}, resulta
Qx,n = xn(xnMn)
2 = (xn)2Mn
def= Mxeff,n. (32)
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Dinamica Estructural
Vibraciones por movimiento de la base (5)
La Masa efectiva del modo n en direccion x, Mxeff,n, definela contribucion de dicho modo al cortante en la base en dicha
direccion, para una aceleracion unitaria de la base.
La definicion realizada de masa efectiva es intrnseca,independiente de como se hayan normalizado los modos.
La suma de las masas efectivas para todos los modos es lamasa total de la estructura (salvo la masa asignada a los
nodos de la base):Nn=1
Mxeff,n =Mx.
Por tanto, si el cortante en la base es una variablerelevante, el numero de modos debera ser tal que su masa
efectiva sea suficientemente proxima a la total (p.ej. 90%).
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Dinamica Estructural
Vibraciones por movimiento de la base (6)
Momento en la base M (caso 2D), debido a movimiento xde la base ({s} = [M]{x}):
M = {s}T{} La componente debida al modo n es
M,n = {sn}T{} = xn{an}T[M]{}
=1Mn
({an}T{s}) {an}T[M]{}=
1Mn
({an}T[M]{x}) ({an}T[M]{})=Mnxn
n
Altura efectiva modo n: heff,n def= M,nQx,n
=nxn
.
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Dinamica Estructural
Excitacion en apoyos multiples
Suponemos excitacion ssmica distinta en Nb apoyos:{ub} = (ub,1, ub,2, . . . ub,Nb)T
ub,1
ub,2 ub,3
ub,4
Particionamos vector de desplazamientos:uTub
,siendo uT los desplazamientos (totales) en los N g.d.l.estructurales, y ub los Nb desplazamientos ssmicos impuestos.
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Dinamica Estructural
Excitacion en apoyos multiples (2)
Ecuacion matricial (particionada):M MbMTb Mbb
uTub+
C CbCTb Cbb
uTub
+
K KbKTb Kbb
uTub =
0pb(t) (33)
Descomposicion de desplazamientos estaticos + dinamicos:uTub =
usub+
u0
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Dinamica Estructural
Excitacion en apoyos multiples (3)
us: desplaz. estaticos en estructura debidos a mov.impuesto ub(t). Deben verificar: K Kb
KTb Kbb
usub =
0psb (34)
(psb = 0 si los apoyos son isostaticos).
Desarrollando primera fila de expresion matricial anterior:Kus +Kbub = 0 us = K1Kbub = ub. (35)
Matriz de influencia (N Nb): una columna por cadagrado de libertad impuesto, [] = [1|2| . . . |Nb ]:
us(t) =Nbl=1
lub,l(t) = ub(t). (36)
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Dinamica Estructural
Excitacion en apoyos multiples (4)
Desarrollando primera fila de expresion matricial (33):
Mu+Cu+Ku
= (Mus +Mbub) (Cus +Cbub) = peff(t)
(Kus +Kbub = 0
) (37)
Teniendo en cuenta que las fuerzas de amortiguamientoson (generalmente) pequenas, y que la masa asociada a los
nodos de las bases moviles es pequena, la fuerza ssmica
efectiva puede simplificarse:
peff(t) = Mus = Mub(t) = Nbl=1
Mlub,l(t). (38)
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