大跨度鋼桁拱橋地震反應分析（交通）

                              劉  斌  王  瓊

               （中交第二公路勘察設計研究院有限公司  武漢  430056）

摘要研究橋梁的地震反應是建立合理抗震體系，采取有效抗震措施的根據。以某在建大跨度

鋼桁拱橋為研究對象，通過橋梁分析軟件midas Civil建立空間結構有限元分析模型，計算和分析了該大跨度鋼桁拱橋的動力特性，在此基礎上，運用時程分析法計算了該橋的地震響應，分析了該橋在2組不同地震波輸入下結構的受力特點和規律性。

關鍵詞  鋼桁拱橋  動力特性  地震反應  時程分析

    某公鐵兩用鋼桁拱橋，主橋采用96 m+164m+436 m+164 m+96 m中承式5跨連續鋼桁

拱橋，雙層橋面布置，上層為雙向6車道，橋面總寬29.0 m，下層中間為城市雙線軌道交通，兩側為人行道。主橋主跨為桁拱結構，邊跨及次邊跨為平桁結構，2片主桁間距27.8 m，拱頂至中墩支點高度為109 m。全橋基本節間距為12 m，部分區段采用14 m節間。

    主跨主梁采用無斜腹桿的柔性框架梁，其主梁的上下弦桿作為主拱的上下層系桿。吊桿橫向間距與桁寬相同，為27.8 m，縱向間距與主桁節間布置相同，每個吊點處的吊桿采用2根7-127絲的高強度平行鋼絲束組成，吊桿上端錨固于拱肋下弦節點處設置的錨梁上，下端錨固于上系桿節點處設置的錨梁上。

    主梁橫斷面由主梁弦桿、整體橋面板組成，在節點處（吊桿處）設置有由主桁豎桿、上下層橋面橫梁及加強撐桿組成的橫向勁性框架結構。加強撐桿橫向距橋梁中心線6. 75 m。

    上層公路橋面系由整體橋面板和橫梁組成，橋面板采用正交異性鋼橋面板，橋面板板厚16mm，采用U形閉口肋，縱向每3m設置l道橫隔板，橫向布置6道縱梁，縱梁間距4.5 m。下層輕軌橋面系采用縱、橫梁體系，在主桁節點處設置1道橫梁，橫梁梁高1.8 m。

1結構計算模型

    主桁架和拱的各構件采用三維梁單元，吊桿采用空間桿單元，每根索視為一個單元，設為只受拉單元。橋面板考慮到U肋及板肋參與實際受力采用等效剛度法，換算出板單元在有限元計算模型中的厚度，其幾何位置按照等效剛度換算法獲得的橋面板形心來確定。在有限元模型中正交異性橋面板采用板單元模擬，橋面板和主桁架節點采用節點耦合的方式連接。按照以上方法建立鋼桁拱橋的結構分析模型，見圖1。

2模態分析

    按上述橋梁結構分析模型，采用橋梁分析程序midas Civil對該橋進行模態分析，得到橋梁前6階自振頻率及相應振型計算結果，見表1。圖2為midas Civil繪出的結構部分振型圖。

從鋼桁拱橋的模態分析結果可以看出：

    (1)前幾階振型主要表現為主拱橋面側彎、主拱橋面豎彎等基本形態，由于結構在各方向的剛度大小不同，表現在振型上為相應振型出現的次序提前或后移。

    (2)采用公鐵兩用雙層橋面，尤其是公路橋面采用正交異性鋼橋面板，因此，結構具有足夠的豎向剛度。這一點反映在豎彎頻率(0. 456 3 Hz)較橫彎頻率(0. 333 1 Hz)高。

    (3)主梁由于采用帶正交異性鋼橋面板的桁架結構，其扭轉剛度較大，結構扭轉振型在第6階出現，扭頻為0. 849 7 Hz，這有利于增強橋梁的抗風能力。

3時程分析

    目前，在結構抗震設計和分析中，對于結構地震需求的預計大部分是通過動力時程分析方法獲得，這是目前結構地震反應分析方法中最精確的一種。我國除了對常用規則的建筑仍采用反應譜方法外，對重要、復雜、超過規定高度的建筑，其抗震計算都建議采用動態時程分析法。反應譜只能得到結構的最大響應，而時程分析得到的是結構在地震作用下的響應時程，可詳細了解結構在整個地震持時內的結構響應，掌握地震動的三要素：振幅、頻譜、持時對結構響應的影響，也為發展多重抗震設防的設計方法提供了分析基礎，是結構地震響應分析的有力工具。

    采用時程法進行地震反應分析時，一般采用地震加速度時程作為地震動輸入。選擇加速度時程時，必須把握住3個特征，即加速度峰值的大小、波形和強震持續時間。加速度時程的波形對分析結果影響很大，因此需要正確選擇。

3.1  El-Centro地震波輸入下橋梁地震反應

    由《中國地震動峰值加速度區劃圖》查得橋址地震動峰值加速度為0.1 g，需要對El-Centro地震波進行修正，El-Centro地震波的南北向地震動峰值加速度為0. 356 9 g，0.1／0. 356 9=0. 280 2，所以對El-Centro( N-S)地震波加以0.280 2系數的修正，結果見圖3。

    計算總長度為60 s，地震動沿橋的縱向輸入，不考慮地基與橋梁基礎的相互作用，橋梁結構的阻尼比取0. 03，內力結果考慮自重，1／4拱肋處的各方向位移時程曲線見圖4，拱頂處各方向位移數據見表2。

由圖4、表2可見，在縱向地震力作用下，拱頂與拱肋1／4截面以縱向和豎向振動為主，拱橋主拱1/4處截面的豎向位移要比縱向位移大，可以看出振動主要以拱肋的豎彎振型為主。

    各截面反映的內力時程取1/4截面處為代表作圖，見圖5。地震力一致激勵下不同截面內力峰值見表3。

3.2   Taft地震波輸入下橋梁地震反應

    同理，需要對Taft地震波進行修正，其地震動峰值加速度為0. 179 3g，0.1／0. 179 3 -0. 557 7，所以對Taft地震波加以0.557 7系數的修正，結果見圖6。

    Tatf地震波作用下主拱圈關鍵截面各方向位移數據見表4，各截面內力峰值見表5。

3.3 2種地震波計算結果對比

    主拱圈關鍵截面分別在El-Centro和Tatf地震波激勵下的內力和位移數據見表6。

    表6中的計算結果表明，與Tatf激勵下的內力、位移相比，在El-Centro波激勵下，1／4關鍵截面的軸力、彎矩相差偏大（分別是10%，15%）?？梢娫谧鲿r程分析計算時，對于地震波的遴選是很重要的工作，即使相同幅值和持時的地震波，時程分析的結果也可能相差甚遠。

    在進行時程分析過程中，真正關鍵的是地震波的輸入，若選擇的地震波與場地實際情況不同，則無法得出正確結論。地震波曲線通常為一隨機振動曲線，難有規律可尋，無法用典型的數學曲線描述，如果有該場地的強震記錄最為理想，若沒有，則應盡可能地選擇震級、震中距和土壤性質、卓越周期等條件相近的強震記錄作為輸入地震波的基本頻譜。為了更具代表性，通常要選擇多條地震波作時程分析，以便相互比較，做出判斷。

4結論

    (1)大跨度鋼拱橋有第一階自振周期長的特點，說明大跨度拱橋為柔性結構。

    (2)鋼拱橋的面外剛度小于面內剛度，因此結構抗震設計時，應注意橫向設計，加強面外穩定。動力特性受橫撐數量、拱肋剛度因素的影響。    

(3)另外由于大跨度鋼拱橋多為柔性結構，自振周期較長，耦合振型較多，所以采用振型疊加法時應計入更多的振型（振型參與質量90%以上），以減少質量缺損所帶來的不利影響。

    (4)不同地震波時程響應分析計算結果關鍵截面處差異偏大。對于本例，與在Taft波激勵下的內力、位移相比，在EL-Centro波激勵下，1／4關鍵截面的軸力和彎矩相差偏大。

    本文在建模和計算時并未考慮基礎與土的相互作用以及非線性等因素，擬在下階段對大跨鋼桁拱橋地震響應作進一步的研究。