大跨度钢屋盖与底部混凝土混合结构工程分析
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截面 位置 主墩 墩底 类型 恒载内力 地震内力 恒载内力 地震内力 恒载内力 地震内力 轴向
一１４７３３２ 一１８６２９ 一２６１７０ 一１９４８３ 一１４２０１ 一６７０４
程
结
构・
截面抗力为截面内力的８０％，根据计算结果，为了减轻主墩的
弯矩一ｚ
一１８８７１２
剪力一ｙ 剪力一ｚ
—１４７９６ —２６４５７ 一１１３９ —１３９３７ —７３９ —６４９８ ２８８７ —５６３３７ ０ —１６４２ Ｏ 一１５３９
女３＆女ｔ口Ｅ＆■目＆№■＊■￥ｔａ
为臆变能因子’法，程序雠按照演算法计算出结构每十振
析Ⅳ响很大．在后文中加吼用违。
１ ４＊＊±＊｝自∞”№≈＃＃接№置＾目＃＊
型ｒ的阻ＥＭ。阻尼比的计算芷吾音理对结构地霹响应分
木Ｔ程同辈≈混凝ｔ柱相接部分一端采用弹性镑点Ⅸ， 一端采用弹性＊动点座。
通过。模！一边界＿弹性连接”需要手动箱＾二个＾向
扭矩
—５７７１ —６９４５４ ０ —２５６１ ０ —２１２１
弯矩一Ｙ
—３３１２３ —４８４７４３ ０ 一１８９２７ ０ —１６２０７
受力，把边墩及过渡墩也均按弹性设计，不允许上述两墩进入 塑性状态，并为主墩配置足够的箍筋，使其满足要求。 在Ｅ２地震作用下。边墩墩顶横桥向位移为５９ ｉ／ｌｌｎ，过渡
—３２１４１４ —１６８３５ 一１６９０４３ —５３５５ —６１０ｌｌ
【美羹目】ａ§＃自． 中田分共号】ＴＬ３９９
９
≈＊９析，＆｛№ｍＥ
＊＊支Ⅲ
【女城＃＊日】＾
１混合结构的计算方法
淮台结构现在怂Ｉ＾师％常ｍ到的种结构粪Ⅲ．它是 桁ｍｆ同材料的掏件ｍ虚的结构体系Ⅻ砖与ｍ凝十伲台ｍ 成的砖混结构，钢（或托他ｍ台扮件）々滟挺十蛆战的ｗ混 凝±淮台结掏锕筋ｍ碰±简体与锕框架目【成混台结构等． Ｍ鞋＃蛇的站构类■是自底部泄凝ｔ结挎和ｔ群大跨度钢 屋盏组成的大跨度＊台结构体系，过种结构由ｆ目前目内 的一＃戟忭ｉ法整体建售分析ｇＨ Ｉ枉师《伟果崩一＃简 化的计算打址，如－ （Ｉ）Ｉｆ算提鞋±＃特时ｒ部锕Ｒ＊Ｈ号虑荷鹱怍甩或 Ⅲ等代框架￡授ｍⅨ盖∞刚Ⅸ （２）地震作用ＩＩ苒中阻尼比采用单的综台ｍＥ比．如 混凝±部分最Ⅲ０ ０５．钢崖盖部分震州０∞．抻或取中问 值，井分别单独计算地震作用。 （３）犀盖与混援±辅接部分的主＆，在单独计算钢崖盖 部分时采用月也化的＆接点鹰ｍ非采甩弹性支瞳。 “上进＃简化计算Ａ法的叠加ｅ＊无法准确Ｅ映混台 站掏的复杂动力特性。为此车Ｚ将Ⅻ址Ｉ程实例论连如何 采ｊＨ建筑结构通用打限ｉ分析没ｌＩ软件ＭＩＤＡＳ／ＧｅｎⅫ过蛙 件建模汁算分“来解决上述的简他ｎＵ题．
参考文献 ［１］ＪＴＧ／Ｔ １３０２一０１—２００８公路桥梁抗震设计细则［ｓ］
５抗震验算和抗震设计
根据本桥的抗震设防标准，在Ｅｌ地震作用下，校核结构 的应力；在Ｅ２地震作用下，校核结构的承载能力。验算结果 表明，在Ｅｌ地震作用下，主墩、边墩、过渡墩及桩基础均处于 弹性工作阶段，各构件应力均满足相应的允许应力；在Ｅ２地 震作用下，主墩作为结构的重要构件，按弹性设计。由于边墩 及过渡墩的墩梁连接纵桥向是自由的，地震响应中，纵桥向的 地震力全部由主墩承担，在最不利的工况下，主墩及桩基础最 不利断面的截面抗力大于截面内力。在横桥向地震中，主墩
６结论
根据以上计算结果和验算情况，可以得到以下结论。 （１）凤凰三桥主桥第一阶振型为主梁纵飘振型，周期长达
２２．０７
Ｓ，属于长周期，说明该桥柔度比较大。 （２）分别采用了反应谱法和时程分析法对该桥进行了地
震反应分析。分析结果表明，时程分析法的计算结果较反应 谱法的大。为确保结构的安全，按时程分析法进行抗震设计 是合理的，也是必要的。 （３）凤凰三桥主桥上部结构（主梁、吊杆及系杆）的地震 内力不控制设计，但下部结构桥墩和桩基础的地震荷载是控 制设计荷载。 （４）在Ｅ２横向地震作用下，主墩的截面抗力小于截面内 力，若把边墩和过渡墩也按弹性设计，不允许上述两墩进入塑 性状态，使上述两墩参与横向受力，同时加强主墩的箍筋配 置，主墩受力可以满足要求。 （５）在Ｅ２地震作用下，边墩及过渡墩的支座横向会剪坏， 需设置横向挡块来提供欠缺的横向抗力。
墩墩顶横桥向位移为５５ ｍｌｎ。而上述两墩支座均为顺桥向单 向活动支座，对两支座的横向承载能力验算表明，支座的横向 剪力降超过其抗力，支座在横向会被剪坏。因此，需要设置横 向抗震挡块来提供欠缺的横向抗力；边墩墩顶顺桥向位移为
６０
边墩 墩底
过渡墩 墩底
ｒｆｌｌｎ，过渡墩墩顶顺桥向位移为６１ ｍｍ，而上述两墩支座的
注：①轴力、剪力单位：ｋＮ；②弯矩、扭矩单位：ｋＮ・ｍ。
顺桥向允许位移值均为１５０ １１１１１＂１，支座顺桥向位移满足要求。
表６、表７列出了大桥吊杆、系杆、下部结构关键截面的 恒载内力与重现期为２ ０００年的地震荷载内力的对比。计算 结果表明，长吊杆和系杆地震的内力值普遍比恒载内力小得 多，地震荷载对长吊杆、系杆不控制；而对于短吊杆，地震响 应所产生的索力相对较大，但经验算，均能满足要求。对于 下部结构，地震荷载则普遍比静力计算结果大许多，成为这 些构件的设计控制荷载。 根据国内外的桥梁震害资料和多座拱桥的抗震设计经 验，以及上述计算结果的对比，抗震设计主要对桥墩、桩基础 等下部结构的抗震性能进行了重点考察和验算，并采取相应 的措施。
５％。
系数为９７
Ｍ振犁分析结粜日ｆｕ看出结撙士受Ｕ牛动为主，扭转教
晓Ｔ明显，Ⅱ取２０阶振型的有敏质量参与系数能罅满足规
范募求
４ ２
ａｍ｝目ⅢＥｍ鼻＊ｔｎ谱帝折≈果的对ｌ匕 车ｊＩ程地震葛率设胁刊度为８度．基奉地震加速度为
由ｆ本１８为￡右两个塔接．中蚓没有任何连接，因ｍ 应№摧照目２所示的范咐垃２ Ｔ０ｗＥＲＩ与Ｈ）ｑＥｌｌ２ ｍ个 塔，何层寅现分塔刚性板。
为”混凝土”组，并将其甩尼比设置为０ ０５。同架＆幕墙为 俐结构部分，在程序中设置为钢结构’组，井将Ｊ｝ｍＥ比设 霄为０ ０２在定义反应谱］｜况时，将日Ｅ【匕的计算方法选择
的系数．直接影响地罐作用ｌｒ算的太小，ｍ影响该系数＾小
的主要有口个值，即结构的ｆｌ振周期ｒ，地震影响系数最大 恤ｎ～特Ⅱ周期ｔ．“＆镕椅ｌＩ勺ｍＥ＆“ 冉了反应满自数Ｈ厦槔据”应变能因子”法计算出的结 椅各振！ｍＭ｝匕．能够计算出锚拇枉锥个振女Ｆ的地震影响 系数口＂丧３。
４整体分析计算结果
＾１月自目掘■ｐ＊＃￡
采用特征值Ｈ量法进行特征值分析．据■教取２０阶
前６阶振！的周期见表２
月月
（＊） ０ ９３１７ ０ ８１９７
０ ７４４１
，自十自Ⅲｆ
｛％）
ｎ０６６６
１３１】％
９３
５８∞
黑邈¨—醴
目３”＾月目ｔ＾“女ｎｉ＊ＨｍＴｉ∞≈±＆日 ３ ２；＃¨女ｍ
ｘ
ｆⅪ有效质愤蜜与系数为９３ ８％ｙ向的有效质最毒’
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一（Ｒｓ）
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“（ｎＳｌ
通过“结粜一分析玷军表协一弹性莲接．选掸包络Ｉ 况，查看盘《内力见寝５：提取饿内力。ＩⅢｊ：点庄节点的设 汁． ＾４＾＊ｉ＊》Ｓ自Ａ盖相挂《ｉ座滑＃§算
的位移剐度々二个方向的旋转崩度米实现。车Ｉ程支座刚 度输＾Ⅲ表Ｉ（单慢：ｋＮ／ｎ“）．表中ＳＤｘ为器弹性矗接单元 ±标轴，方向的位移剐鹰。ｓ脚，ｓ№同理。ＳＲｘ为绕弹惟连 接单ｍ坐钎轴，的转动刚度，ＳＲ７．ＳＲｚ同理。ｓ队ＳＲｙ． ＳＲｚ丧中女给出均～０
ｍ ｎ
３８５６ ３６９１
【｝｛１：７７ ｎ ０ ０
大跨度钢屋盖与底部混凝土混合结构工程分析
孟宪亮１．邹国萍２
（】中问建筑丙南设订研究院卉职公叫，蚪川成部６１００３
２中国中铁二院工程集团有限责任公司．四川成都６１００３
ｌ埔要】对扁＊＊ｚｉｉ８自ｊ郜＊女跨度自座盖＃抽∞＆｝镕构％￥”＊＃连¨５＊算ｆ＊≈”
７☆＊。日ｔＩｎ矣“＊＊Ｔ№Ｔ￡自ｉ≈≈＊＃日＊ｍ》析∞｝女：目ｍＴ采月单一ｍＥ＆自采月＆￡ ｎｍＥ｝匕Ｔ＃＊∞№震自＆．＊Ｅ Ｔ±＊＾跨度目＆ｉｊ＾ｔ±相＃ｎ＃＊置座自攫＃＾滑耪Ｂ算ｉ女杆 女Ｔ＾跨度日Ⅲ１ｂ＆＊＾ｔ±ｎ§＃∞￡镕口＊ｎ＊＊挂￥Ｈ≈
８
３整体分析的ｔ要参数设置
３ Ｉ
带有ＥＴｉｎ％∞§４０＊ 奉Ｉ＆的地Ｆ室抗恻力Ｈ４废报＾Ｈ ｋ体对№下审的约
束作川较太．故不苛虑用崮ｉ倬的弹忭作朋．Ｉ体”＆Ｆ｛允
ｍ，网架々泄撮±住相接处，一端采用弹性铰
［＃＊｝￡】２００９—０６—０５
主座，一精采用弹性滑动支座。考虐到ｍ个塔搂纵向均为单 ％框集在纵向郫升魁凝±框架间议置丁钢筋程蕞±变Ｘ支 ｍ“青蛙地提供抗翻晰度，见圈Ｉ、刚２，
目Ｉ＊Ｒ｛ｊ｝＊Ｍ１Ｄ㈣±＊十＊Ｈ■
皇震嗣曩—硼嘲
。，
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２工程概况
“新建的北京ｎ火车站主站噼为制。奉Ｉ程地卜一层
硒群地下两层．№±为日十塔楼，分别为６层的钢筋馄凝土 椎絮结构．粱的最大外艟Ｋ鹰为５ ６ ｍ自ｆ地下亳蛴丹跨 度较＾．“驶ｔ目部分掏件外挑长艘过太．故部分辩采用ｒ 地应力结构。艟盏为ｍ层钢阿颦结拇．横ｆ６Ｉ蹄《为４８ ｍ，ｍ 向跨崖为６６
（上接第２１５页）
表７支座节点相对位移输出 塔号
ＴＩ Ｔｌ Ｔｌ Ｔｌ
５结论
层间位移比
ｉ ５￡ｔｎ自＾■口（ｋ、Ｉ
将采甩基于应变能的阻Ｅ＆与综☆ｍ皑Ｍ计算出的结 掏备周期下的地震影响系数做成曲线见田４。
谣嗡 燃噤 ∥ｐ
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目ｌ ＆ｉ＊口ＥＥ自＃｝ⅡＥｍ＊■．々＾ｔⅣ自ｉ＾Ｈｎ
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ｉｔｔ＾目Ｈ＆＃＃口Ｃ嗍
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㈣１
Ⅳ¨ｂ１
从目４十一『“看出．针对ｆ本Ｔ程．采用综合阻尼比计 算的地震影响系数在长周期的振尉中与嘘变能阻尼比计算 结鼎蓦年一赣．而在短局新的撮掣中综音脚尼＆计算前地 震影响系教偏小，这样．妇果采用综台阻尼比去对短瑚期的 振型地震作用的计算估ｔｆ太小造成地震作用“算的谩蕞。 所“基干应变能ｉｆ算＆的备振！Ⅲ尼比不仉卫能够用ｆ鞍 准确的ｌｆ苒结构的地震作Ⅲ，ｍⅡ也给果媚综合ｍ尼比计算 地震作川提供ｒ参考和依据。
ｉ ４＊☆目Ｅ＆Ｔ∞＊ｌ∞■ｉｔ口
程
结
构
表６，Ｈ寝中可ｍ看ｍ最太位移发生在９号支座．ＤｅＩｍｙ＝
２８ ９７
ｔ帅．ｍ支座的晟太滑移动盼直为３０ ｍｍ＋满２要求。
４．５＊ｉ部》＆￥自压住＃＆镕￡ ａ过”结果一分析结举表格，层”可“☆看到与层相关 的所有结＊包括层剪蘑＆．层ｆｔ移＆，层间“穆ｍ．层削度
比．层剪力比等．表７为输出的层位穆角及层拉咎ｍ，
３ ３
Ｏ
２＃．多堪地最Ｆ地Ｚ影响彖散最大恤ｏ。．：０ １６．场№类
３５
别为Ⅱ类．没计地震丹鲥为第一ｍ．特征周期Ｌ＝０
ｓ．阻
ｎｍＥ｝匕∞≈ｚＡｍ尼ｍ＊算｝女Ｈ｛转 地下宣与Ｔｏｗｅｒｌ．Ｔｏｗｅｒ２～混凝±部分，枉程序中殴置
尼比束州肇Ｔ成变能计算的各振■目【尼比．计算结粜魁裘３， 振掣升解反应浯法¨＊地震作用中，厦应谱函数的横轴代表 结构的自振周期ｒ，纵轴代表地攫影响系数ａ．这是一个重要
０ ０
０螂
０２∞ ０２Ｈ
０４２１
０４７４
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０
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０ Ｏｃ＂
，０ ０
Ｏ ２０４３ ０ｌ Ｂ９４
０４８９ ０４２５
四川建筑第２９卷２００９ ０９
工
若采用单一的综台ｍＥ№，取练台阻Ｅ比ｆ＝０１１３５，也 可计算出综台阻Ｅ＆Ｔ的结构辑＊■Ｆ的№震影响系数见 表４。
［＆穑Ｅ№、ｉ￡亮．月，￥¨，理Ｈ，结＃口１｛Ｉ｛ａ
∥±｛《趣＊｝自｝日，＂ｗ＃．女，｛日二§＊、■结扮
＊”＝”，
四川建筑第２９卷２００９
０９
仑嵌阿（幽３）盘ｂｉｌＤＡＳ‘Ｅ∞ｉ对地Ｔ审的周口Ｆ点进ｆｒ自 ｍ崖的约束．Ｈ口纳啦周月节点的Ｘ、Ｙ向ｆ自．“Ⅱ绕ｚ轴的旋 转自自座。洒ｄ“模型叶边界一般弹性土承”，然后毽杵要 约束的＃点，丑勾选要约束的自由废如果某ｇＩ程需要考 ｌ￡周边十体的弹悱约束作用时．可“通过“模型一边界一节点 弹性主承宴Ⅲ，需要手动辅＾节点的弹性刚度。
ｎபைடு நூலகம்砧１
Ｈ（Ｒｓ） ｎ（ＲＳｌ ｎ（Ｒｓ】
通过“结单一分析结泉表格一位移填写要查看位移的
Ａ点．井选撵Ⅱｍ潜］．况ｒｙ（ＲＳ）．能够矗看到设Ｉ况下立座
节点的位移．№虑得到的此位穆是绝对ｆ々移，通过ＥＸＣＥｌ表
情．做一个小的后处弹程序计算出女席节点的＊对恃移Ⅱ
四川建筑第２９卷２００９ ０９
－工
表７下部结构关键截面恒载内力与地震内力对比
一１４７３３２ 一１８６２９ 一２６１７０ 一１９４８３ 一１４２０１ 一６７０４
程
结
构・
截面抗力为截面内力的８０％，根据计算结果，为了减轻主墩的
弯矩一ｚ
一１８８７１２
剪力一ｙ 剪力一ｚ
—１４７９６ —２６４５７ 一１１３９ —１３９３７ —７３９ —６４９８ ２８８７ —５６３３７ ０ —１６４２ Ｏ 一１５３９
女３＆女ｔ口Ｅ＆■目＆№■＊■￥ｔａ
为臆变能因子’法，程序雠按照演算法计算出结构每十振
析Ⅳ响很大．在后文中加吼用违。
１ ４＊＊±＊｝自∞”№≈＃＃接№置＾目＃＊
型ｒ的阻ＥＭ。阻尼比的计算芷吾音理对结构地霹响应分
木Ｔ程同辈≈混凝ｔ柱相接部分一端采用弹性镑点Ⅸ， 一端采用弹性＊动点座。
通过。模！一边界＿弹性连接”需要手动箱＾二个＾向
扭矩
—５７７１ —６９４５４ ０ —２５６１ ０ —２１２１
弯矩一Ｙ
—３３１２３ —４８４７４３ ０ 一１８９２７ ０ —１６２０７
受力，把边墩及过渡墩也均按弹性设计，不允许上述两墩进入 塑性状态，并为主墩配置足够的箍筋，使其满足要求。 在Ｅ２地震作用下。边墩墩顶横桥向位移为５９ ｉ／ｌｌｎ，过渡
—３２１４１４ —１６８３５ 一１６９０４３ —５３５５ —６１０ｌｌ
【美羹目】ａ§＃自． 中田分共号】ＴＬ３９９
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＊＊支Ⅲ
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１混合结构的计算方法
淮台结构现在怂Ｉ＾师％常ｍ到的种结构粪Ⅲ．它是 桁ｍｆ同材料的掏件ｍ虚的结构体系Ⅻ砖与ｍ凝十伲台ｍ 成的砖混结构，钢（或托他ｍ台扮件）々滟挺十蛆战的ｗ混 凝±淮台结掏锕筋ｍ碰±简体与锕框架目【成混台结构等． Ｍ鞋＃蛇的站构类■是自底部泄凝ｔ结挎和ｔ群大跨度钢 屋盏组成的大跨度＊台结构体系，过种结构由ｆ目前目内 的一＃戟忭ｉ法整体建售分析ｇＨ Ｉ枉师《伟果崩一＃简 化的计算打址，如－ （Ｉ）Ｉｆ算提鞋±＃特时ｒ部锕Ｒ＊Ｈ号虑荷鹱怍甩或 Ⅲ等代框架￡授ｍⅨ盖∞刚Ⅸ （２）地震作用ＩＩ苒中阻尼比采用单的综台ｍＥ比．如 混凝±部分最Ⅲ０ ０５．钢崖盖部分震州０∞．抻或取中问 值，井分别单独计算地震作用。 （３）犀盖与混援±辅接部分的主＆，在单独计算钢崖盖 部分时采用月也化的＆接点鹰ｍ非采甩弹性支瞳。 “上进＃简化计算Ａ法的叠加ｅ＊无法准确Ｅ映混台 站掏的复杂动力特性。为此车Ｚ将Ⅻ址Ｉ程实例论连如何 采ｊＨ建筑结构通用打限ｉ分析没ｌＩ软件ＭＩＤＡＳ／ＧｅｎⅫ过蛙 件建模汁算分“来解决上述的简他ｎＵ题．
参考文献 ［１］ＪＴＧ／Ｔ １３０２一０１—２００８公路桥梁抗震设计细则［ｓ］
５抗震验算和抗震设计
根据本桥的抗震设防标准，在Ｅｌ地震作用下，校核结构 的应力；在Ｅ２地震作用下，校核结构的承载能力。验算结果 表明，在Ｅｌ地震作用下，主墩、边墩、过渡墩及桩基础均处于 弹性工作阶段，各构件应力均满足相应的允许应力；在Ｅ２地 震作用下，主墩作为结构的重要构件，按弹性设计。由于边墩 及过渡墩的墩梁连接纵桥向是自由的，地震响应中，纵桥向的 地震力全部由主墩承担，在最不利的工况下，主墩及桩基础最 不利断面的截面抗力大于截面内力。在横桥向地震中，主墩
６结论
根据以上计算结果和验算情况，可以得到以下结论。 （１）凤凰三桥主桥第一阶振型为主梁纵飘振型，周期长达
２２．０７
Ｓ，属于长周期，说明该桥柔度比较大。 （２）分别采用了反应谱法和时程分析法对该桥进行了地
震反应分析。分析结果表明，时程分析法的计算结果较反应 谱法的大。为确保结构的安全，按时程分析法进行抗震设计 是合理的，也是必要的。 （３）凤凰三桥主桥上部结构（主梁、吊杆及系杆）的地震 内力不控制设计，但下部结构桥墩和桩基础的地震荷载是控 制设计荷载。 （４）在Ｅ２横向地震作用下，主墩的截面抗力小于截面内 力，若把边墩和过渡墩也按弹性设计，不允许上述两墩进入塑 性状态，使上述两墩参与横向受力，同时加强主墩的箍筋配 置，主墩受力可以满足要求。 （５）在Ｅ２地震作用下，边墩及过渡墩的支座横向会剪坏， 需设置横向挡块来提供欠缺的横向抗力。
墩墩顶横桥向位移为５５ ｍｌｎ。而上述两墩支座均为顺桥向单 向活动支座，对两支座的横向承载能力验算表明，支座的横向 剪力降超过其抗力，支座在横向会被剪坏。因此，需要设置横 向抗震挡块来提供欠缺的横向抗力；边墩墩顶顺桥向位移为
６０
边墩 墩底
过渡墩 墩底
ｒｆｌｌｎ，过渡墩墩顶顺桥向位移为６１ ｍｍ，而上述两墩支座的
注：①轴力、剪力单位：ｋＮ；②弯矩、扭矩单位：ｋＮ・ｍ。
顺桥向允许位移值均为１５０ １１１１１＂１，支座顺桥向位移满足要求。
表６、表７列出了大桥吊杆、系杆、下部结构关键截面的 恒载内力与重现期为２ ０００年的地震荷载内力的对比。计算 结果表明，长吊杆和系杆地震的内力值普遍比恒载内力小得 多，地震荷载对长吊杆、系杆不控制；而对于短吊杆，地震响 应所产生的索力相对较大，但经验算，均能满足要求。对于 下部结构，地震荷载则普遍比静力计算结果大许多，成为这 些构件的设计控制荷载。 根据国内外的桥梁震害资料和多座拱桥的抗震设计经 验，以及上述计算结果的对比，抗震设计主要对桥墩、桩基础 等下部结构的抗震性能进行了重点考察和验算，并采取相应 的措施。
５％。
系数为９７
Ｍ振犁分析结粜日ｆｕ看出结撙士受Ｕ牛动为主，扭转教
晓Ｔ明显，Ⅱ取２０阶振型的有敏质量参与系数能罅满足规
范募求
４ ２
ａｍ｝目ⅢＥｍ鼻＊ｔｎ谱帝折≈果的对ｌ匕 车ｊＩ程地震葛率设胁刊度为８度．基奉地震加速度为
由ｆ本１８为￡右两个塔接．中蚓没有任何连接，因ｍ 应№摧照目２所示的范咐垃２ Ｔ０ｗＥＲＩ与Ｈ）ｑＥｌｌ２ ｍ个 塔，何层寅现分塔刚性板。
为”混凝土”组，并将其甩尼比设置为０ ０５。同架＆幕墙为 俐结构部分，在程序中设置为钢结构’组，井将Ｊ｝ｍＥ比设 霄为０ ０２在定义反应谱］｜况时，将日Ｅ【匕的计算方法选择
的系数．直接影响地罐作用ｌｒ算的太小，ｍ影响该系数＾小
的主要有口个值，即结构的ｆｌ振周期ｒ，地震影响系数最大 恤ｎ～特Ⅱ周期ｔ．“＆镕椅ｌＩ勺ｍＥ＆“ 冉了反应满自数Ｈ厦槔据”应变能因子”法计算出的结 椅各振！ｍＭ｝匕．能够计算出锚拇枉锥个振女Ｆ的地震影响 系数口＂丧３。
４整体分析计算结果
＾１月自目掘■ｐ＊＃￡
采用特征值Ｈ量法进行特征值分析．据■教取２０阶
前６阶振！的周期见表２
月月
（＊） ０ ９３１７ ０ ８１９７
０ ７４４１
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９３
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通过“结粜一分析玷军表协一弹性莲接．选掸包络Ｉ 况，查看盘《内力见寝５：提取饿内力。ＩⅢｊ：点庄节点的设 汁． ＾４＾＊ｉ＊》Ｓ自Ａ盖相挂《ｉ座滑＃§算
的位移剐度々二个方向的旋转崩度米实现。车Ｉ程支座刚 度输＾Ⅲ表Ｉ（单慢：ｋＮ／ｎ“）．表中ＳＤｘ为器弹性矗接单元 ±标轴，方向的位移剐鹰。ｓ脚，ｓ№同理。ＳＲｘ为绕弹惟连 接单ｍ坐钎轴，的转动刚度，ＳＲ７．ＳＲｚ同理。ｓ队ＳＲｙ． ＳＲｚ丧中女给出均～０
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大跨度钢屋盖与底部混凝土混合结构工程分析
孟宪亮１．邹国萍２
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２中国中铁二院工程集团有限责任公司．四川成都６１００３
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３整体分析的ｔ要参数设置
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带有ＥＴｉｎ％∞§４０＊ 奉Ｉ＆的地Ｆ室抗恻力Ｈ４废报＾Ｈ ｋ体对№下审的约
束作川较太．故不苛虑用崮ｉ倬的弹忭作朋．Ｉ体”＆Ｆ｛允
ｍ，网架々泄撮±住相接处，一端采用弹性铰
［＃＊｝￡】２００９—０６—０５
主座，一精采用弹性滑动支座。考虐到ｍ个塔搂纵向均为单 ％框集在纵向郫升魁凝±框架间议置丁钢筋程蕞±变Ｘ支 ｍ“青蛙地提供抗翻晰度，见圈Ｉ、刚２，
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２工程概况
“新建的北京ｎ火车站主站噼为制。奉Ｉ程地卜一层
硒群地下两层．№±为日十塔楼，分别为６层的钢筋馄凝土 椎絮结构．粱的最大外艟Ｋ鹰为５ ６ ｍ自ｆ地下亳蛴丹跨 度较＾．“驶ｔ目部分掏件外挑长艘过太．故部分辩采用ｒ 地应力结构。艟盏为ｍ层钢阿颦结拇．横ｆ６Ｉ蹄《为４８ ｍ，ｍ 向跨崖为６６
（上接第２１５页）
表７支座节点相对位移输出 塔号
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５结论
层间位移比
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将采甩基于应变能的阻Ｅ＆与综☆ｍ皑Ｍ计算出的结 掏备周期下的地震影响系数做成曲线见田４。
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从目４十一『“看出．针对ｆ本Ｔ程．采用综合阻尼比计 算的地震影响系数在长周期的振尉中与嘘变能阻尼比计算 结鼎蓦年一赣．而在短局新的撮掣中综音脚尼＆计算前地 震影响系教偏小，这样．妇果采用综台阻尼比去对短瑚期的 振型地震作用的计算估ｔｆ太小造成地震作用“算的谩蕞。 所“基干应变能ｉｆ算＆的备振！Ⅲ尼比不仉卫能够用ｆ鞍 准确的ｌｆ苒结构的地震作Ⅲ，ｍⅡ也给果媚综合ｍ尼比计算 地震作川提供ｒ参考和依据。
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程
结
构
表６，Ｈ寝中可ｍ看ｍ最太位移发生在９号支座．ＤｅＩｍｙ＝
２８ ９７
ｔ帅．ｍ支座的晟太滑移动盼直为３０ ｍｍ＋满２要求。
４．５＊ｉ部》＆￥自压住＃＆镕￡ ａ过”结果一分析结举表格，层”可“☆看到与层相关 的所有结＊包括层剪蘑＆．层ｆｔ移＆，层间“穆ｍ．层削度
比．层剪力比等．表７为输出的层位穆角及层拉咎ｍ，
３ ３
Ｏ
２＃．多堪地最Ｆ地Ｚ影响彖散最大恤ｏ。．：０ １６．场№类
３５
别为Ⅱ类．没计地震丹鲥为第一ｍ．特征周期Ｌ＝０
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ｎｍＥ｝匕∞≈ｚＡｍ尼ｍ＊算｝女Ｈ｛转 地下宣与Ｔｏｗｅｒｌ．Ｔｏｗｅｒ２～混凝±部分，枉程序中殴置
尼比束州肇Ｔ成变能计算的各振■目【尼比．计算结粜魁裘３， 振掣升解反应浯法¨＊地震作用中，厦应谱函数的横轴代表 结构的自振周期ｒ，纵轴代表地攫影响系数ａ．这是一个重要
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若采用单一的综台ｍＥ№，取练台阻Ｅ比ｆ＝０１１３５，也 可计算出综台阻Ｅ＆Ｔ的结构辑＊■Ｆ的№震影响系数见 表４。
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仑嵌阿（幽３）盘ｂｉｌＤＡＳ‘Ｅ∞ｉ对地Ｔ审的周口Ｆ点进ｆｒ自 ｍ崖的约束．Ｈ口纳啦周月节点的Ｘ、Ｙ向ｆ自．“Ⅱ绕ｚ轴的旋 转自自座。洒ｄ“模型叶边界一般弹性土承”，然后毽杵要 约束的＃点，丑勾选要约束的自由废如果某ｇＩ程需要考 ｌ￡周边十体的弹悱约束作用时．可“通过“模型一边界一节点 弹性主承宴Ⅲ，需要手动辅＾节点的弹性刚度。
ｎபைடு நூலகம்砧１
Ｈ（Ｒｓ） ｎ（ＲＳｌ ｎ（Ｒｓ】
通过“结单一分析结泉表格一位移填写要查看位移的
Ａ点．井选撵Ⅱｍ潜］．况ｒｙ（ＲＳ）．能够矗看到设Ｉ况下立座
节点的位移．№虑得到的此位穆是绝对ｆ々移，通过ＥＸＣＥｌ表
情．做一个小的后处弹程序计算出女席节点的＊对恃移Ⅱ
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表７下部结构关键截面恒载内力与地震内力对比