大跨度钢桁拱桥地震反应分析（交通）

                              刘  斌  王  琼

               （中交第二公路勘察设计研究院有限公司  武汉  430056）

摘要研究桥梁的地震反应是建立合理抗震体系，采取有效抗震措施的根据。以某在建大跨度

钢桁拱桥为研究对象，通过桥梁分析软件midas Civil建立空间结构有限元分析模型，计算和分析了该大跨度钢桁拱桥的动力特性，在此基础上，运用时程分析法计算了该桥的地震响应，分析了该桥在2组不同地震波输入下结构的受力特点和规律性。

关键词  钢桁拱桥  动力特性  地震反应  时程分析

    某公铁两用钢桁拱桥，主桥采用96 m+164m+436 m+164 m+96 m中承式5跨连续钢桁

拱桥，双层桥面布置，上层为双向6车道，桥面总宽29.0 m，下层中间为城市双线轨道交通，两侧为人行道。主桥主跨为桁拱结构，边跨及次边跨为平桁结构，2片主桁间距27.8 m，拱顶至中墩支点高度为109 m。全桥基本节间距为12 m，部分区段采用14 m节间。

    主跨主梁采用无斜腹杆的柔性框架梁，其主梁的上下弦杆作为主拱的上下层系杆。吊杆横向间距与桁宽相同，为27.8 m，纵向间距与主桁节间布置相同，每个吊点处的吊杆采用2根7-127丝的高强度平行钢丝束组成，吊杆上端锚固于拱肋下弦节点处设置的锚梁上，下端锚固于上系杆节点处设置的锚梁上。

    主梁横断面由主梁弦杆、整体桥面板组成，在节点处（吊杆处）设置有由主桁竖杆、上下层桥面横梁及加强撑杆组成的横向劲性框架结构。加强撑杆横向距桥梁中心线6. 75 m。

    上层公路桥面系由整体桥面板和横梁组成，桥面板采用正交异性钢桥面板，桥面板板厚16mm，采用U形闭口肋，纵向每3m设置l道横隔板，横向布置6道纵梁，纵梁间距4.5 m。下层轻轨桥面系采用纵、横梁体系，在主桁节点处设置1道横梁，横梁梁高1.8 m。

1结构计算模型

    主桁架和拱的各构件采用三维梁单元，吊杆采用空间杆单元，每根索视为一个单元，设为只受拉单元。桥面板考虑到U肋及板肋参与实际受力采用等效刚度法，换算出板单元在有限元计算模型中的厚度，其几何位置按照等效刚度换算法获得的桥面板形心来确定。在有限元模型中正交异性桥面板采用板单元模拟，桥面板和主桁架节点采用节点耦合的方式连接。按照以上方法建立钢桁拱桥的结构分析模型，见图1。

2模态分析

    按上述桥梁结构分析模型，采用桥梁分析程序midas Civil对该桥进行模态分析，得到桥梁前6阶自振频率及相应振型计算结果，见表1。图2为midas Civil绘出的结构部分振型图。

从钢桁拱桥的模态分析结果可以看出：

    (1)前几阶振型主要表现为主拱桥面侧弯、主拱桥面竖弯等基本形态，由于结构在各方向的刚度大小不同，表现在振型上为相应振型出现的次序提前或后移。

    (2)采用公铁两用双层桥面，尤其是公路桥面采用正交异性钢桥面板，因此，结构具有足够的竖向刚度。这一点反映在竖弯频率(0. 456 3 Hz)较横弯频率(0. 333 1 Hz)高。

    (3)主梁由于采用带正交异性钢桥面板的桁架结构，其扭转刚度较大，结构扭转振型在第6阶出现，扭频为0. 849 7 Hz，这有利于增强桥梁的抗风能力。

3时程分析

    目前，在结构抗震设计和分析中，对于结构地震需求的预计大部分是通过动力时程分析方法获得，这是目前结构地震反应分析方法中最精确的一种。我国除了对常用规则的建筑仍采用反应谱方法外，对重要、复杂、超过规定高度的建筑，其抗震计算都建议采用动态时程分析法。反应谱只能得到结构的最大响应，而时程分析得到的是结构在地震作用下的响应时程，可详细了解结构在整个地震持时内的结构响应，掌握地震动的三要素：振幅、频谱、持时对结构响应的影响，也为发展多重抗震设防的设计方法提供了分析基础，是结构地震响应分析的有力工具。

    采用时程法进行地震反应分析时，一般采用地震加速度时程作为地震动输入。选择加速度时程时，必须把握住3个特征，即加速度峰值的大小、波形和强震持续时间。加速度时程的波形对分析结果影响很大，因此需要正确选择。

3.1  El-Centro地震波输入下桥梁地震反应

    由《中国地震动峰值加速度区划图》查得桥址地震动峰值加速度为0.1 g，需要对El-Centro地震波进行修正，El-Centro地震波的南北向地震动峰值加速度为0. 356 9 g，0.1／0. 356 9=0. 280 2，所以对El-Centro( N-S)地震波加以0.280 2系数的修正，结果见图3。

    计算总长度为60 s，地震动沿桥的纵向输入，不考虑地基与桥梁基础的相互作用，桥梁结构的阻尼比取0. 03，内力结果考虑自重，1／4拱肋处的各方向位移时程曲线见图4，拱顶处各方向位移数据见表2。

由图4、表2可见，在纵向地震力作用下，拱顶与拱肋1／4截面以纵向和竖向振动为主，拱桥主拱1/4处截面的竖向位移要比纵向位移大，可以看出振动主要以拱肋的竖弯振型为主。

    各截面反映的内力时程取1/4截面处为代表作图，见图5。地震力一致激励下不同截面内力峰值见表3。

3.2   Taft地震波输入下桥梁地震反应

    同理，需要对Taft地震波进行修正，其地震动峰值加速度为0. 179 3g，0.1／0. 179 3 -0. 557 7，所以对Taft地震波加以0.557 7系数的修正，结果见图6。

    Tatf地震波作用下主拱圈关键截面各方向位移数据见表4，各截面内力峰值见表5。

3.3 2种地震波计算结果对比

    主拱圈关键截面分别在El-Centro和Tatf地震波激励下的内力和位移数据见表6。

    表6中的计算结果表明，与Tatf激励下的内力、位移相比，在El-Centro波激励下，1／4关键截面的轴力、弯矩相差偏大（分别是10%，15%）。可见在作时程分析计算时，对于地震波的遴选是很重要的工作，即使相同幅值和持时的地震波，时程分析的结果也可能相差甚远。

    在进行时程分析过程中，真正关键的是地震波的输入，若选择的地震波与场地实际情况不同，则无法得出正确结论。地震波曲线通常为一随机振动曲线，难有规律可寻，无法用典型的数学曲线描述，如果有该场地的强震记录最为理想，若没有，则应尽可能地选择震级、震中距和土壤性质、卓越周期等条件相近的强震记录作为输入地震波的基本频谱。为了更具代表性，通常要选择多条地震波作时程分析，以便相互比较，做出判断。

4结论

    (1)大跨度钢拱桥有第一阶自振周期长的特点，说明大跨度拱桥为柔性结构。

    (2)钢拱桥的面外刚度小于面内刚度，因此结构抗震设计时，应注意横向设计，加强面外稳定。动力特性受横撑数量、拱肋刚度因素的影响。    

(3)另外由于大跨度钢拱桥多为柔性结构，自振周期较长，耦合振型较多，所以采用振型叠加法时应计入更多的振型（振型参与质量90%以上），以减少质量缺损所带来的不利影响。

    (4)不同地震波时程响应分析计算结果关键截面处差异偏大。对于本例，与在Taft波激励下的内力、位移相比，在EL-Centro波激励下，1／4关键截面的轴力和弯矩相差偏大。

    本文在建模和计算时并未考虑基础与土的相互作用以及非线性等因素，拟在下阶段对大跨钢桁拱桥地震响应作进一步的研究。