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舟山朱家尖峙大桥施工图设计,舟山,朱家尖峙,大桥,施工图,设计
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长沙理工大学桥梁工程专业 2011 届毕业设计 施 工 图土木与建筑学院桥土 0702 班：尹正日二 O 一一年六月 长沙理工大学桥梁工程专业2011届毕业设计 舟山朱家舟山朱家尖尖峙峙大桥施工图设计大桥施工图设计 施 工 图 土土木与建筑木与建筑学院学院桥土桥土 0702 班班：尹正日尹正日 二二 O 一一一一年年六六月月 图 名桥型总体布置图（一）桥型总体布置图（二）桥型总体布置图（三）主梁预应力束布置图（一）主梁预应力束布置图（二）主梁预应力束布置图（三）主梁预应力束布置图（四）主梁预应力束布置图（五）主梁预应力束布置图（六）主梁预应力束布置图（七）箱梁普通钢筋构造图桥台构造图双肢薄壁墩构造图承台构造图防撞栏杆钢筋构造图桥墩桩基一般构造图伸缩缝一般构造图泄水管一般构造图支座一般构造图施工主要步骤示意图（一）施工主要步骤示意图（二）图 号BS-01 BS-02 BS-03BS-04BS-05BS-06BS-07BS-08BS-09BS-10BS-11BS-12BS-13BS-14BS-15BS-16BS-17BS-18BS-19BS-20BS-21目 录一. 说明二. 图纸序 号1 2 3 4567 8 9 10 11 12 13 14 15 16 17 18192021目 录 一. 说明 二. 图纸 序 号 图 名 图 号 1 桥型总体布置图（一） BS-01 2 桥型总体布置图（二） BS-02 3 桥型总体布置图（三） BS-03 4 主梁预应力束布置图（一） BS-04 5 主梁预应力束布置图（二） BS-05 6 主梁预应力束布置图（三） BS-06 7 主梁预应力束布置图（四） BS-07 8 主梁预应力束布置图（五） BS-08 9 主梁预应力束布置图（六） BS-09 10 主梁预应力束布置图（七） BS-10 11 箱梁普通钢筋构造图 BS-11 12 桥台构造图 BS-12 13 双肢薄壁墩构造图 BS-13 14 承台构造图 BS-14 15 防撞栏杆钢筋构造图 BS-15 16 桥墩桩基一般构造图 BS-16 17 伸缩缝一般构造图 BS-17 18 泄水管一般构造图 BS-18 19 支座一般构造图 BS-19 20 施工主要步骤示意图（一） BS-20 21 施工主要步骤示意图（二） BS-21 配制混凝土所采用的水泥、砂、石、水等材料及混凝土的配合比、拌制、运输和浇筑应严格按照公路桥涵施工技术规范执行，并应符合规范所规定的质量检验及质量标准。2.预应力钢绞线：预应力钢绞线采用符合GB/T 5224-2003规定, 公称直径为s15.2mm的高强度、低松弛钢铰线；其抗拉强度标准值 fpk=1860MPa，弹性模量 Ep=1.95105MPa，锚下张拉控制力con=0.75fpk=1395MPa，松弛系数0.03。(JTJ 004-89)设计采用了R235及HRB335两种钢筋，其中R235钢筋应符合钢筋混凝土用热轧光圆钢筋(GB13013-1991)、HRB335应符合钢筋混凝土用热轧带肋钢筋(GB1499-1998)标准中的各项规定。钢筋的强度标准为： (JTG D62-2004)计值fsd280MPa、抗压强度设计值fsd280MPa。R235钢筋：弹性模量Es2.1105MPa、抗拉强度标准值fsk235MPa、抗拉强度设计值fsd195MPa、抗压强度设计值fsd195MPa。设计用钢板均采用Q235A钢板，其技术标准应符合碳素结构钢（GB700-88）的规定4其他（1）锚具及管道成孔：悬浇主梁纵向钢束采用群锚锚具及其配套的设备，管道成孔采用塑料波纹管；主梁横向钢束采用扁锚锚具及其配套的设备，管道成孔采用塑料扁波纹管。主（3）桥梁伸缩装置：采用EF80型型钢伸缩装置，其性能应符合交通行业标准JT/T327-2004的规定。（4）其他用材（包括砂、石、水等）的质量应符合公路桥涵施工技术规范（JTJ041-2000）有关规定和要求。五、设计要点3.普通钢筋及钢材HRB335钢筋：弹性模量Es2.0105MPa、抗拉强度标准值fsk335MPa、抗拉强度设 第1页 共2页 设 计 说 明一、概述舟山朱家尖峙大桥，上部结构采用全预应力混凝土连续刚构，跨径组合为 65m+110m+65m，桥梁全长为240m。该桥处于直线上。二、设计规范 1.中华人民共和国交通部部标准公路工程技术标准 (JTG B01-2003) 2.中华人民共和国交通部部标准公路工程抗震设计规范 3.中华人民共和国交通部部标准公路桥涵设计通用规范 (JTG D60-2004) 4.中华人民共和国交通部部标准公路圬工桥涵设计规范 (JTGD61-2005) 5.中华人民共和国交通部部标准公路钢筋混凝土及预应力混凝土桥涵设计规范 6.中华人民共和国交通部部标准公路桥涵地基与基础设计规范 (JTJ 024-85) 7.中华人民共和国交通部部标准公路桥涵施工技术规范 (JTJ 041-2000)三、技术标准1.设计汽车荷载等级：公路I级。焊接钢材应满足可焊性要求。2.桥面纵坡：1.%；桥面横坡：双面横坡2%。3.桥面宽度：净3.753+20.5m防撞栏杆。4.温度荷载：桥面升降温按规范确定。7.支座变位：考虑4个墩台分别沉降1cm的组合叠加效应。梁竖向钢束采用螺纹锚具及其配套的设备，管道成孔采用金属波纹管。四、主要材料（2）桥梁支座：全桥设置支座处均采用GPZ3000 盆式橡胶支座，其性能应符合交通行1.混凝土：业标准JT/T4-2004的规定，定货时注意位移量的要求。混凝土均按新规范公路钢筋混凝土及预应力混凝土桥涵设计规范(JTG D62-2004)中规定的强度等级(边长为150mm立方体的抗压强度标准值)采用。各构件所用混凝土等级为：上部结构：悬浇箱梁采用C60、防撞栏杆采用C30、桥面铺装采用 C40、桥头搭板采用C30；下部结构：双肢薄壁墩采用C60、支座垫石采用C50、桥台台帽采用C30；侧墙、台身C25片石混凝土、基础桩基采用C30、承台采用C30。路基压实度。3.墩、台梁顶面支座垫块位置和高程控制要求准确，其顶面必须保持水平、平整、清洁，外形符合设计要求。4.桥台背墙施工时，应根据伸缩缝设计图的要求，在背墙内预埋相应的伸缩缝锚固钢筋，并预留安装伸缩缝的位置。5.施工时，应按交通工程设计的要求，在桥台背墙上预留管线通过孔。6.施工时应注意有关预埋件、预留孔等的设置。7.桩基按嵌岩桩设计时，桩基进入弱风化泥岩应不小于2m。8.基桩应采用超声波或其他可靠的方法进行质量检测。9.基桩钻孔及其验收过程中，应核实地质资料，当实际地质状况与本设计所用地质报告资料不符时，应变更基桩设计。七、其它1.通讯管线通过桥台背墙,施工时注意按管道截面尺寸预留槽口,背墙处钢筋适当调整。2.本说明未尽事宜，参照相关规范办理。 第2页 共2页 1.概况本桥上部采用65m+110m+65m预应力混凝土连续刚构，下部桥墩采用双肢薄壁墩墩，桥台采用重力式桥台，基础均采用桩基础。2.上部结构主梁采用单箱单室断面，顶板采用2%的双向横坡；采用1%纵坡；箱梁顶板宽度为12.25m，底板宽度为6.85 m，翼缘板悬臂长度为2.70m。顶板厚度30cm,底板厚度3580cm。腹板厚度3550cm。主梁根部梁高6.00m、底板厚度0.80m、腹板厚度0.50m，主梁跨中合拢段梁高2.50m、底板厚0.35m、腹板厚0.35m；箱梁梁高及底板厚度按2次抛物线变化。3.下部结构：（1）1、2 号主墩墩身与主梁固结，为双肢薄壁墩，矩形实心截面，宽 6.85m，厚度为2.00m，墩身高度22米；号桥台采用重力式混凝土桥台，分别通过GPZ3000SX、GPZ3000DX型盆式支座与主梁联接，桥墩基础均采用直径为2.0m的钻孔桩。（2）桥墩基桩均按嵌岩桩设计，摩擦桩内力按“m”法计算。（3）桥面横坡以墩、台身高度的变化予以调整。六、施工要点（一）上部结构施工时除严格遵守中华人民共和国交通部颁标准公路桥涵施工技术规范、公路工程质量检验评定标准有关要求外，尚应注意：1主梁施工采用对称挂篮悬臂浇筑施工。挂篮重量为40t，箱梁在悬臂施工过程中，挂篮的移动，混凝土的浇筑应注意对称施工，设计最大允许20t重的不对称荷载。2边跨合拢采用满堂支架施工。边跨合拢时注意在中跨压重。（二）下部结构施工时除严格遵守中华人民共和国交通部颁标准公路桥涵施工技术规范、公路工程质量检验评定标准有关要求外，尚应注意：1台后及锥坡填土应选用透水性良好的砂砾石材料，并按本路段（主线）路基填土的有关规定分层夯实，待台后及锥坡填土完成后，方可施工桥台基桩。2.台后及锥坡填土应采用小型机械严格按照分层压实的原则进行压实，其压实度应不小于 第1页 共2页 设设 计计 说说 明明 一一、概述概述 舟山朱家尖峙大桥，上部结构采用全预应力混凝土连续刚构，跨径组合为 65m+110m +65m，桥梁全长为 240m。该桥处于直线上。 二二、设计规范设计规范 1.中华人民共和国交通部部标准 公路工程技术标准 (JTG B01-2003) 2.中华人民共和国交通部部标准 公路工程抗震设计规范 (JTJ 004-89) 3.中华人民共和国交通部部标准 公路桥涵设计通用规范 (JTG D60-2004) 4.中华人民共和国交通部部标准 公路圬工桥涵设计规范 (JTG D61-2005) 5.中华人民共和国交通部部标准公路钢筋混凝土及预应力混凝土桥涵设计规范 (JTG D62-2004) 6.中华人民共和国交通部部标准 公路桥涵地基与基础设计规范 (JTJ 024-85) 7.中华人民共和国交通部部标准公路桥涵施工技术规范 (JTJ 041-2000) 三三、技术标准技术标准 1.设计汽车荷载等级：公路I 级。 2.桥面纵坡：1.%；桥面横坡：双面横坡 2%。 3.桥面宽度：净 3.753+20.5m 防撞栏杆。 4.温度荷载：桥面升降温按规范确定。 7.支座变位：考虑4个墩台分别沉降1cm的组合叠加效应。 四四、主要材料主要材料 1.混凝土： 混凝土均按新规范 公路钢筋混凝土及预应力混凝土桥涵设计规范 (JTG D62-2004)中规定的强度等级(边长为 150mm 立方体的抗压强度标准值)采用。各构件所用混凝土等级为： 上部结构：悬浇箱梁采用 C60、防撞栏杆采用 C30、桥面铺装采用 C40、桥头搭板采用C30；下部结构：双肢薄壁墩采用 C60、支座垫石采用 C50、桥台台帽采用 C30；侧墙、台身 C25 片石混凝土、基础桩基采用 C30、承台采用 C30。 配制混凝土所采用的水泥、砂、石、水等材料及混凝土的配合比、拌制、运输和浇筑应严格按照公路桥涵施工技术规范执行，并应符合规范所规定的质量检验及质量标准。 2.预应力钢绞线： 预应力钢绞线采用符合 GB/T 5224-2003 规定, 公称直径为 s15.2mm 的高强度、 低松弛钢铰线；其抗拉强度标准值 fpk=1860MPa，弹性模量 Ep=1.95105MPa，锚下张拉控制力con=0.75fpk=1395MPa，松弛系数 0.03。 3.普通钢筋及钢材 设计采用了 R235 及 HRB335 两种钢筋，其中 R235 钢筋应符合钢筋混凝土用热轧光圆钢筋(GB13013-1991)、HRB335 应符合钢筋混凝土用热轧带肋钢筋(GB1499-1998)标准中的各项规定。钢筋的强度标准为： HRB335 钢筋：弹性模量 Es2.0105MPa、抗拉强度标准值skf 335MPa、抗拉强度设计值sdf 280MPa、抗压强度设计值sdf280MPa。 R235 钢筋：弹性模量 Es2.1105MPa、抗拉强度标准值skf 235MPa、抗拉强度设计值sdf 195MPa、抗压强度设计值sdf195MPa。 设计用钢板均采用 Q235A 钢板，其技术标准应符合碳素结构钢 （GB700-88）的规定 焊接钢材应满足可焊性要求。 4其他 （1）锚具及管道成孔：悬浇主梁纵向钢束采用群锚锚具及其配套的设备，管道成孔采用塑料波纹管；主梁横向钢束采用扁锚锚具及其配套的设备，管道成孔采用塑料扁波纹管。主梁竖向钢束采用螺纹锚具及其配套的设备，管道成孔采用金属波纹管。 （2）桥梁支座：全桥设置支座处均采用 GPZ3000 盆式橡胶支座，其性能应符合交通行业标准 JT/T4-2004 的规定，定货时注意位移量的要求。 （3）桥梁伸缩装置：采用 EF80 型型钢伸缩装置，其性能应符合交通行业标准 JT/T327- 2004 的规定。 （4） 其他用材 （包括砂、 石、 水等） 的质量应符合 公路桥涵施工技术规范 （JTJ041-2000）有关规定和要求。 五五、设计要点设计要点 第2页 共2页 1.概况 本桥上部采用 65m+110m+65m 预应力混凝土连续刚构，下部桥墩采用双肢薄壁墩墩，桥台采用重力式桥台，基础均采用桩基础。 2.上部结构 主梁采用单箱单室断面， 顶板采用2%的双向横坡； 采用1%纵坡； 箱梁顶板宽度为12.25m，底板宽度为 6.85 m，翼缘板悬臂长度为 2.70m。顶板厚度 30cm,底板厚度 3580cm。腹板厚度 3550cm。主梁根部梁高 6.00m、底板厚度 0.80m、腹板厚度 0.50m，主梁跨中合拢段梁高 2.50m、底板厚 0.35m、腹板厚 0.35m；箱梁梁高及底板厚度按 2 次抛物线变化。 3.下部结构： （1）1、2 号主墩墩身与主梁固结，为双肢薄壁墩，矩形实心截面，宽 6.85m，厚度为2.00m，墩身高度 22 米；号桥台采用重力式混凝土桥台，分别通过 GPZ3000SX、GPZ3000DX型盆式支座与主梁联接，桥墩基础均采用直径为 2.0m 的钻孔桩。 （2）桥墩基桩均按嵌岩桩设计，摩擦桩内力按“m”法计算。 （3）桥面横坡以墩、台身高度的变化予以调整。 六六、施工要点施工要点 （一）上部结构 施工时除严格遵守中华人民共和国交通部颁标准公路桥涵施工技术规范 、 公路工程质量检验评定标准有关要求外，尚应注意： 1主梁施工采用对称挂篮悬臂浇筑施工。挂篮重量为 40t，箱梁在悬臂施工过程中，挂篮的移动，混凝土的浇筑应注意对称施工，设计最大允许 20t 重的不对称荷载。 2边跨合拢采用满堂支架施工。边跨合拢时注意在中跨压重。 （二）下部结构 施工时除严格遵守中华人民共和国交通部颁标准公路桥涵施工技术规范 、 公路工程质量检验评定标准有关要求外，尚应注意： 1台后及锥坡填土应选用透水性良好的砂砾石材料，并按本路段（主线）路基填土的有关规定分层夯实，待台后及锥坡填土完成后，方可施工桥台基桩。 2.台后及锥坡填土应采用小型机械严格按照分层压实的原则进行压实， 其压实度应不小于路基压实度。 3.墩、台梁顶面支座垫块位置和高程控制要求准确，其顶面必须保持水平、平整、清洁，外形符合设计要求。 4.桥台背墙施工时，应根据伸缩缝设计图的要求，在背墙内预埋相应的伸缩缝锚固钢筋，并预留安装伸缩缝的位置。 5.施工时，应按交通工程设计的要求，在桥台背墙上预留管线通过孔。 6.施工时应注意有关预埋件、预留孔等的设置。 7.桩基按嵌岩桩设计时，桩基进入弱风化泥岩应不小于 2m。 8.基桩应采用超声波或其他可靠的方法进行质量检测。 9.基桩钻孔及其验收过程中，应核实地质资料， 当实际地质状况与本设计所用地质报告资料不符时，应变更基桩设计。 七七、其它其它 1.通讯管线通过桥台背墙,施工时注意按管道截面尺寸预留槽口,背墙处钢筋适当调整。 2.本说明未尽事宜，参照相关规范办理。 CHANGSHA UNIVERSITY OF SCIENCE & TECHNOLOGY尹 正 日 毕业设计（论文）资料附件：外文文献原文及译文学 生 姓 名： 学 号： 200718030227班 级： 桥土07-02班专业（全称）： 桥梁工程指 导 教 师： 夏 桂 云2011 年 3 月1外文标题：FLUTTER AND BUFFETING ANALYSIS. II: LULING ANDDEER ISLE BRIDGES中文标题：颤振和抖振分析 ：芦灵和迪尔伊勒桥梁作 者：Chun S. Cai,1 Pedro Albrecht,2 Members, ASCE, and Harold R. Bosch3文章出处：美国土木工程协会桥梁工程杂志，1999年八月第四卷第三篇181页至188页。2 颤振和抖振分析 ：芦灵和迪尔伊勒桥梁摘 要：本文通过分析两个实际桥梁的气动响应展示了在本文第部分提出的有限元软件分析的实际应用，流线型断面设计的芦灵桥和包含工字型截面的迪尔伊勒大桥。在芦灵桥分析中，自激力被视为随机工程量，风湍流效应是通过分析随机参量模拟出的。在迪尔伊勒大桥颤振分析中，自激力被视为具有确定性的数量，风湍流效应被列入颤振导数是通过在湍流的风中测量得到的。一引 言芦灵桥建于 1978 年，是建立在美国的第一座现代斜拉索钢桥。它的流线型断面设计保证了良好的气动特性，这经过多年的使用已证明。随着颤振速度在早先的研究（Namini 1989 年）预测，颤振导数可从风洞试验得出（Bosch1978年），芦灵桥在现阶段的研究-测试在第部分阐述的有限元法。迪尔伊勒桥梁建于 1939 年，有一个钢梁腹板类似于1940年由于颤振而倒塌的塔科马大桥 。迪尔伊勒大桥在1942年被强风损坏，并自1940年起通过用横向与纵向撑条、 枕木多次加筋去改善其气动特性。由于工字型截面较差的气动特性，尽管其结构刚性大，迪尔伊勒大桥继续承受严重的风振动。在一个边跨梁屈曲的实例中（Scheffey 1984年）。缅因州运输部门的决定要修复这座桥，并向联邦公路管理 (公路局)请求有关评价桥梁在风雨条件下的性能的帮助。对于这项请求的回应，联邦公路管理 (公路局)在桥址展开测量并测试已缩小的截面模型。这项研究的目的是通过两座桥梁演示在本文第部分已经阐述过的有限元软件的应用，流线型断面设计的芦灵桥和包含工字型截面的迪尔伊勒大桥。结构加强与气动流线型对比有一定的效应并解释了迪尔伊勒大桥性能差的原因。3二芦灵大桥图一：芦灵大桥正面图（所有截面尺寸单位为米）横跨密西西比河的芦灵大桥连接芦灵和 Destrehan 在圣查尔斯教区的城镇；19 公里处西部的新奥尔良。它的总长度为836.8米分为五跨。中间跨两塔中心之间的跨度为372.5米，另外两跨的跨度是154.8米和150.9米，两个边跨的跨度都是79.3米。锚索排列呈每平面含12根锚索的双平面风扇形，包含简化的双框形状的横截面如图 1 所示。Bosch (1978) 模拟了在层流中采用不同角度的风荷载的部分测试。图2显示的是通过数值分析推断出来的已测量的颤振结果。非线性的静态分析确定变形的配置，线性动态分析获得自振频率，采用与在现阶段的研究中产生的有限元软件有一定关联的Namini 的（1989 年）LEAF 程序建立模式。而在所需的可以使用软件分析的多个模式中，只有最低对称分析垂直模式、最低反对称垂直模式，和最低对称扭模式被保留在以后的空气动力学分析中，且与Naminis(1989) 分析比较和计算效率的分析一致。这三种模式 模式 1、 模式 2 和模式 5，有自振频率的 0.43、0.68 和 1.22 Hz的分别。既不是 Namini (1989 年)，也不是本研究保留了模式 3(第二对称） 和模式 4 （第二反对称）。4颤振结果降低速度（U/NB）（a）0度角的风荷载图2：芦灵大桥断面颤振导数三层流颤振为了测试本研究开发的软件，芦灵大桥在层流中的颤振速度第一次被计5算在内，并与Bosch (1978), Namini(1989), and Namini et al. (1992).的报告进行比较，这份运算计算了0-和 67 角度的风荷载。通过实验数据表明前者是最常见和后者是最不利的角度。假设在垂直模式1和2中的阻尼比为1.3%，在扭转模式5中的阻尼比为0.5%。，Bosch (1978)决定由二维截面模型测试芦灵大桥在风荷载6度角时的颤振速度为 190 公里每小时和0 度角时的颤振速度为每小时 402 公里（表 1）。在目前的研究中采用与Bosch使用的相同的阻尼比和颤振导数，但分析全桥的三维模型时得到风荷载 6 度角时的颤振速度为每小时 207 公里和0度角颤振速度为每小时 404 公里。颤振速之间的小差异主要归于整个桥梁与一个较短截面的甲板的对比上。Namini (1989 年) 分析芦灵桥的颤振响应时，截面模型使用的阻尼比垂直模式为 0.207%和扭转模式为 0.08%的。整桥的阻尼比更高。他们估计在风荷载6度角时的颤振速度为139千米每小时，风荷载在0度角时的颤振速度为342千米每小时。使用相同的阻尼比，作者得出在风荷载6度角时的颤振速度为159千米每小时，风荷载在0度角时的颤振速度为404千米每小时（表 1）。表1：预测的芦灵大桥颤振速度在这两组颤振速度之间8%和12%的差异不是很容易解释的。Namini 等人（1992 年）以及作者是使用相同的有限元网格并获得相同的固有频率是6因为两者都执行静态和Namini LEAF程序的动态分析。因此差异可能由部分程序分析空气动力引起的。Namini 的程序仅限于分析层流中的颤振，而作者的程序适用于在层流和湍流中的颤振和抖振分析。这两个程序在层流中的颤振分析的基本理论是相同的。气动和颤振导数的输入可能是这两个程序之间的区别。事实上作者发现 Namini 的程序对这两个框梁分布的气动力是同样的，而作者是以某种方式分布他们用来确保静态等值 (Cai 1993)。两种方法分发的水平和垂直的力是相同的，但不是在扭的时刻。这就解释了一些，但不是所有差异的原因。Namini (1989 年)计算的颤振速度和哪些在当今的研究仍存在着一些差异，但这种差异与以往调查员预测迪尔伊勒颤振速度的差异相比是非常小的，在本文后半部阐述。两个结果与上述部分的所有分析是一致的，第一，芦灵桥容易地满足了在风荷载为0角时颤振速度为240千米每小时的设计要求；第二，颤振速度由最低的受扭模式(模式 5)所控制。最后，Namini 等人（1992 年）根据斯坎伦和琼斯(1990 年)的在一个单一的模式中的颤振闭式方程，预测第一座扭转模型的芦灵大桥在风荷载6度角时的颤振速度为 135千米每小时，风荷载0度角时的颤振速度为 346 千米每小时。（表1）对于复杂的分析问题来说，这是个非常好的近似结果。四湍流颤振在本研究中，芦灵大桥在湍流进行的颤振分析是假设Namini 的（1989 年）阻尼比在垂直式中为 0.207%和扭转式中是 0.08%。因为颤振导数都是在层流中测量的，湍流效应被应用到模拟随机参数激励 (RPE) 分析中在第部分已讨论(蔡等人 1999 年下)，把平均风速视为加上湍流组件的效应。颤振速度是基于在RPE分析中的第一和第二个统计时刻确定的。相对那些使用第一不稳定时刻的结果，使用第二个不稳定时刻的结果是更保守的。然而，第二个不稳定时刻在桥的应用程序中是否太保守，值得进一步研究。图 3，基于第一时刻分析，比较振荡频率与在平流 67 角的风荷载的对数递减，以及谱密度为0.2 Hze(-1)的湍流流动。在层流，振荡频率是广义坐标的动作频率。在湍流中，振荡频率是广义坐标效应的运动频率。图 3 所示7的第一时刻稳定，颤振发生在其中对数减量变为零的风速的时候。在图 3里呈现了几种现象，第一在层流和湍流中颤振由扭转模式 (模式5)控制。第二在层流和湍流中的颤振速度是 159 公里/小时。这与以前林(1979 年) 和 Tsiatas 及 Sarkar （1988 年） 的结果是一致的，基于第一时刻不稳定的速度，湍流的风不可能改变颤振速度。第三当风速小于颤振速度时振荡频率是几乎恒定和非常接近在层流和湍流流动中的固有频率。上面的第三个观察证实了在第部分中震荡频率可以近似于固有频率的言论。8图三：芦灵大桥振荡频率和对数减量基于第一和第二个时刻不稳定性的颤振速度被绘制成归一化谱密度函数图 4。第一时刻不稳定，风湍流仅仅稍微影响颤振速度直到控件更改从扭转模式5到垂直模式1。这一变化分别发生在 6度角和 0度角的风荷载下谱密度 S = 0.8 和 0.4 Hze(-1)时。正如以下所示，这两个值远高于在芦灵大桥工地湍流风的谱密度。一旦控件从扭转模式转化成垂直模式，颤振速度大大的减少同时谱密度进一步增加。Bucher和林（1989）也报告了这一行为。在第二个时刻不稳定的情况下湍流风中的颤振速度的跌幅大于在第一个时刻不稳定的情况下。这也是所有模式在0度角时有助于颤振比6 度角时有助于颤振的作用大。它强调颤振速度大大降低当归一化光谱密度 S 0.20 Hze(-1)。如下面的估计，芦灵大桥S 0.20 Hze(-1)。五时刻不稳定解释图 4 所示的颤振速计算假设输入的是白噪声风。真正的风是实际上的非白色噪音并且必须转换成等效的白色噪音输入风。将Simiu 的 (1974) 风谱作为示例，就整个的频率轴 (- N -)而言归一化谱密度由下式得：(1)Z = 地面参考 ； 桥的高度U = 风速度 ；N = 固有频率 ；S(N) =风速标准偏差。假定芦灵大桥以下合理值：Z = 30 米，U = 67.0 m/s （设计风速度每小时 240 公里），以及S(N)= 0.15U (1) 产量 S(0) =汽车 Hz21 和 S(2N5) = 2.1 3 1024 Hz21，其中 N5 = 1.22赫兹是控制颤振的扭转模式 5的固有频率。9 图四：芦灵大桥在紊流中的颤振速度白噪声定义了整个频率轴恒谱密度。.基于第一部分的 (49) 和 (50)(蔡等人，1999 年）、颤振速度取决于S(0) 和 S(2v5) s/rad，或等效 S(0) 单位和S(2N5) 与 Hz21 的单位。S(0) 白噪声等效谱密度 =0.167 Hz21 和 07 攻击角度来看，通过图4分别获得了在400 和 328 公里/小时的第一和第二个时刻不稳定性预测颤振速度。同样，假设等效的白噪声谱密度S(2N5) =2.1 * 10e(-4) Hz21 在层流靠近中颤振速的第一和第二个时刻不稳定性时刻带来的颤振速度，每小时 404 公里。真正的等效谱密度应介于 S(0) 和 S(2N5)。因此，真正的07 角风荷载10的颤振速度 介于 400 和基于第一不稳定的时刻的 404 公里/小时和 328 基于第二不稳定时刻的 404 公里/小时。Bucher和林（1988）建议使用谱密度S(0)作为等效的白噪声谱密度是清楚保守的。假设白噪声输入简化了RPE分析, 如作适当地解释，RPE分析预测的结果可以作为补充信息以确定特征值分析法预测的颤振速。在湍流中的颤振速概列于表 1。可以看出，目前的研究结果与以前的确定性研究的结果合理的保持一致，尽管动荡趋于减少颤振速。六迪尔伊勒大桥 图五：加劲和原始迪尔伊勒大桥（所有尺寸单位为米）迪尔伊勒大桥位于塞奇威克的城镇与缅因州海岸上的迪尔伊勒岛的公路15处。此加劲梁悬索桥跨Eggemoggin，中跨为329.2米，两个边跨147.5米，主梁与锚碇之间的距离是 39.6 米（图5）。这种结构的精益设计为预期交通荷载提供了足够的静态强度，但刚度不足。与当时完成的其他桥梁，迪尔伊勒大桥是没包含风振的气动载荷而设计的，与今天的大桥设计一样。这座桥在 1940 年多次通过添加塔和梁、枕梁，与电缆之间的纵向撑条和横撑的电缆代肋，以改善其气动特性之间的关系。这些措施在图 5的左半部分所示，比在图 5 右半部分所示的设计的原始桥更加坚固。原桥是指在1939 年的最初构造，自 1940 年加筋后被称为 Stiffened 桥，但在 1993 年整流罩尚未安装时已安装。特纳费正清公路研究中心的空气动力学实验室使用不同光顺的形状测试部分缩小模型。在1993年安装了试验确定的最佳光顺形状如图 6 所示的模型，沿全桥方向简化了桥的跨越区段。这座安装了整流罩的桥简称精简的桥。11图六：迪尔伊勒大桥桥面系和整流罩七先前研究迪尔伊勒大桥，已经被研究过很多次。Kumarasena 等人（1989b）和（mohammad Ehsan et al (1993) 进行理论分析和科学模型试验。假设最低的扭转模式控制了颤振行为，前者提出在 1940 年结构加劲将颤振速提高至470 公里每小时 ；后者的结论是颤振速度至少是每小时277 公里。1940年的结构加劲效应没有解释原因，迪尔伊勒大桥继续在风中振动和梁凸緣在风速 90%。非流线型的颤振导数和精简部分分别取自 Kumarasena （1989a） 和休斯顿 （1986 年），气动力系数取自Bosch (1987 年)。因为颤振导数在湍流中测量，颤振分析是确定性的，本文第一部分已讨论（蔡等人，1999 年）。九原始桥梁图七：迪尔伊勒大桥原始桥在阻尼比为1%时的颤振速度13图 7 显示了计算的固有频率、 模式的形状和原来的迪尔伊勒大桥相应的颤振速。1%的阻尼比被认为是大跨度桥梁颤振分析的通常数值。在风速为40 公里/h的最低的扭转模式中得出颤振临界速度，在最低垂直模式中不会出现颤振临界速度（在图 7 中的模式 12）直到风速达到 85 公里/小时。十.加劲桥表2：加劲的迪尔伊勒大桥固有频率比较表 2 比较了六个在现阶段研究的垂直模式的自振频率与现场测量的自振频率（只有六个垂直模式可从字段数据）。两种频率完美的保持一致。在目前的研究中，计算最低固有频率的垂直模式 (模式 2)，只是比测量频率高出 7%0.30 与 0.28 Hz。最低的垂直模式是颤振临界模式，这根据实验数据和研究现状将会得到最大抖振响应。比较起来，比Kumarasena （1989a）计算的最低的垂直模式自振频率0.36 Hz低了 29%，高于现场测量，意味着这座桥的模型结构太硬。其结果是，Kumarasena预测的抖振响应低于现场测量的。图 8 显示了加筋桥梁计算的固有频率、 模式形状和在三个不同的阻尼比下颤振的相应速度。在最低的垂直模式 (模式 2) 下阻尼比为1、 2 和3.2%的颤振临界速度分别为 53、 82、120千米每小时。1%的阻尼比通常对于最大跨度桥梁被认为是合理的。另一方面，Spartz(1989)在基于他从加筋迪尔伊勒大桥桥数据的分析建立的最低的垂直模式下得到的阻尼比是 3.2%，比一般预期的要高得多。作者判断，阻尼的比率是 2%，高于通常假定的 1%，因为复杂的加劲系统往往会增加阻尼的比率，但低于3.2%。中间值2%在抖振分析中会调整。因此，作者认为加筋14的桥梁颤振临界速度为-82 km/h.在风速 每小时 225 公里时扭转颤振会出现在模式 8 中。在 1940 年代中安装加劲系统后，颤振临界速度从40千米每小时增加至82 千米每小时，它既没使迪尔伊勒桥防风，也没有让它满足风速175千米每小时的设计要求。在比较中，Kumarasena texas (1989b) 预测加劲系统在最低的扭模式中将固有频率从0.51HZ提高到2.34HZ，将在阻尼比为1%时的颤振速度从117千米每小时提高到 470 千米每小时，后者比每小时 175 公里的设计风速高得多。看来，这座桥在 1940 年代的加劲应使迪尔伊勒桥防风，但它没有。如前所述，这座桥继续在风中严重的颤抖，结构在风速 每小时 100 千米中遭到破坏。随着越来越多的信息，现在很清楚在最低垂直模式 (模式 2)，而不是最低扭转模式中的颤振是问题的根源。例如，在讨论Kumarasena et al.(1991)的研究时，斯坦工程师熟悉观测到几次垂直振动的迪尔伊勒桥（Arzoumanidis 和伯索尔 1993年）。不断地观察到气动动能差意味着已加筋的桥的颤振速度比以前所认为的更低。据悉垂直涡脱落也是振动的根源。但它是在固有频率中自我限制振动的性质，应不会屈曲梁。读者可能疑惑为什么这座桥没有崩溃，应当指出的是先进的颤振分析是假定气动特性为线性的。在现实中，颤振启动后, 桥的非线性行为可能停止它。因此，先进的理论，基于线性理论和阻尼下限，倾向于预测下的颤振临界速度。理论预测失败，而不是实际的风速。这可能是为什么有时加筋的桥梁在遭受风损后仍没有崩溃的原因。T.Kumarasena 和斯坎 R.H.伦 （个人通信，1994 年） 证实了作者的计算，在最低的垂直模式中的颤振速度是非常低的(18 米/秒），但他们对在垂直模式中低颤振速持有疑问，因为：（1）迪尔伊勒桥不会再继续使用五十年；（2）大跨度桥梁的真实垂直颤振仍未被提出。作者认为，应当对在扭模式(470 公里/小时)中高颤振速度的观点持怀疑态度，因为桥在其未完成最终的流线型时的空气动力性能很差。15气动分析的目的是预测关键的失效模式，并通过设计和在修复中排除。结构加劲 （国家-艺术在 1940 年代）在防止桥梁倒塌中发挥了重要作用。图 7 和 8 中所示，它将颤振速度从 40千米每小时提高到82 千米每小时。图八：加劲的迪尔伊勒桥在阻尼比为1%，2%，3.2%时的颤振速度（加劲系统，塔，和电缆未显示）作者完全同意大跨度桥梁空气动力学，很大程度上，是实证科学理论用于观察的解释。在实验室中测量的颤振导数比真正的由于风速失败的桥预测的初期不稳定趋势更有可能性。塔科马窄桥首次展示大型垂直方向的运动然后变成扭转颤振。塔科马窄桥也显示正值。如果这种正的H * 1 趋势被推断出以及在纵向和扭转两种模式中的响应分析，垂直颤振可能比扭振颤振更重要。检查这一假说缺乏足够的信息。是否有可能桥梁振动是由垂直颤振，然后在变形或由于某些原因失败后转变成扭振？要回答这个问题，应当以关于占所有模式形状 垂直、扭，和摇摆的塔科马窄桥的新(FEA） 来回答。根据上述的推理，FEA预测在于垂直模式中的颤振速度（82 公里/小时）比在扭转模式下的有限元分析低解释了为什么迪尔伊勒桥在经历严重的垂直振动和风速 400 公里/h，如图 9 所示。此值是远高于175 公里/小时的设计风速，意味着全长整流罩是桥梁颤振的证明。 图九：迪尔伊勒桥在阻尼比为1%时不同整流罩下的颤振速度整流系统是非常有效的，因为结构可能不需要全桥长的整流罩，尽管他们可能更美观。出于此原因，为了展示有限元分析的多功能性，作者审查了代替全长整流罩（图 9）的六个替代品，以确定保持在设计风速以上的颤振速度所需的最低精简的面板。这座桥有 72 板，每个边跨有17板和中心跨 38板。此参数分析的三个主要结果如下所示：1. 颤振临界速度通常随精简面板的数目增加。2. 精简中心跨度是比精简侧跨越（是替代 2而不是替代 6）的有效得多。两者都有同等数量的精简的面板，但替代 2 的颤振速度比替代 6 的颤振速度高的多。3.32 面板（备选 3）可以简化并保持高于设计风速每小时 175 公里以上的每小时 218 公里的颤振速度。这是少于安装总数的 72 面板的一半。17由于美学和经济架设的原因，首选的部分整流罩将替代 2，只有在中跨区域才能精简。十二.抖振分析现状桥位风谱通过拟合在不同风速下的 von Karman 谱和实验数据成立的。标准的的风谱公式为(1993 年蔡).(2)其中 L = 湍流的整体长度；I = 湍流强度。十三.谱分析作者计算加筋桥的抖振响应的RMS值时，假设阻尼比为 1%、 2 %和3.2%。总反应的80%以上是按最低的垂直方式（图 8 中的模式 2）。图 10 中的现场测量结果与最低的垂直模式的结果相比，这意味着这座桥有可能有2%至 3.2%的阻尼比，是作家的假设的阻尼比2%的基础。Spartz (1989 年) 基于他分析的实验数据提出一个阻尼比为3.2%。图10显示的是Kumarasena （1989a） 的结果，在阻尼比为1%时，作者分析预测的在中跨中心的位移比实际测量的大得多。Kumarasena (1989a) 的分析，是在阻尼比为1%时分析预测的在中跨中心的位移比实际测量的小得多。作者认为，Kumarasena 的分析低估了抖振响应，因为他高估了最低垂直模式的固有频率（表 2），因此，也高估了在最低垂直模式中的刚度。通过更改固定支架滚筒，蔡 (1993 年) 提出最低垂直模式的固有频率值，靠近Kumarasena 的值。Cai 在这样做时，还有比现场测量小得多的位移，与Kumarasena一样。18图十：迪尔伊勒桥中跨中心第一个垂直模型的抖振响应十四.RPE分析因为颤振导数是在湍流的风中测量的，严格地说，RPE分析可能加倍增加自激力对湍流的影响。不过，只有很小的一部分的自激力有助与抖振反应，除非是靠近颤振速的风速。在这里RPE分析因此仍然有助于进行比较研究。第一部分已讨论 (蔡等人，1999 年），抖振响应主要取决于在固有频率的风谱密度。因此，S(v) 被视为等效的白噪声谱密度的RPE分析。图 11是比较加筋桥的频谱分析、 RPE分析和为第一个垂直模式测量（图 8 中的模式 2）的数据的结果。两种分析方法预测的结果非常密切，除以不同的方式处理的自激力的颤振速附近导致了明显的差异。在阻尼比为 1%时，RPE方法预测风速在57 公里每小时的RMS 值比在53 公里每小时的颤振速度时的RMS值要高。根据其定义，负值的 RMS 是不可能的。然而，负值的第二个时刻可能是 RPE分析根据其途径预测的数值，可以从第一部分的 (46)看到 (蔡等人，1999 19年）。第二个时刻远离颤振风速和超越颤振速度的变为负值。在图中的 RMS为负位移。11 是从第二个时刻的绝对值计算的，然后得到结果表明这座桥已经变得不稳定。在此案例的桥梁颤振中，这个不可能的负值表示一个物理上可能的系统。相比之下，小增量的风速谱分析预测接近颤振速度RMS的峰值，如图 12 所示。对应于此高峰值的风速就是颤振速。.它非常靠近由解决方案预测的特征值方案Vcr的颤振速。图 12 中超越RMS 位移峰值的时候并不意味着这座桥震动较少，高峰的右侧值是无效的因为这座桥已不再稳定。如图 11 所示，如果增量的风速不是足够小，RMS 高峰会不出现在光谱的分析。谱分析的结果不会因此得到系统是稳定的或不稳定的结论。这是因为，谱分析预测的总是正的 RMS 值，如图 11 和 12 所示。图十一：迪尔伊勒桥中跨中心预测值与实测抖振响应比较20图十二：迪尔伊勒桥中跨中心的抖振响应十五.总结和结论有限元软件的应用开发在第部分(蔡等人，1999 年）由两个例子说明了： (1) 流线型断面设计的芦灵桥；(2) 包含工字型截面的迪尔伊勒大桥。多模分析是确保关键模式将会被确定。在芦灵桥分析中，自激力被视为随机工程量以及风湍流效应是通过模拟随机参量分析出的，这项研究中采用的RPE分析比在以前的研究中使用硅片函数高效得多，RPE分析显示湍流可减少在某些情况下的颤振速，这一结论由林 (1979 年) 和Bucher和林 (1989 年)使用RPE的功能所确认，湍流风的谱密度S 0.20 Hze(-1)，在现阶段RPE分析的结果预测与在层流预测的结果合理的保持一致。在迪尔伊勒大桥颤振分析中，自激力被视为具有确定性的数量和风湍流效应被列入颤振导数是通过测量湍流风得到的。这座桥的空气动力学分析在其原始、 加筋，和简化的配置中进行。预测解释实验观察，在最低垂直模式21中的颤振临界由数字所标识。十六.鸣谢作者首先感激他在马里兰大学的博士研究过程中R.H.斯坎伦教授给其的忠告和鼓励，这项研究获得了联邦公路管理局德怀特 D.艾森豪威尔奖学金和马里兰大学奖学金的支持。十七.参考文献Arzoumanidis, S. G., and Birdsall, B. (1993). Discussion of Wind-inducedmotions of Deer Isle Bridge. J. Struct. Engrg., ASCE, 119(1),353355.Billah, K. Y., and Scanlan, R. H. (1991). Resonance, Tacoma NarrowsBridge failure, and undergraduate physics textbooks. Am. J. Phys.,59(2), 118124.Bosch, H. R. (1978). Aerodynamics investigation of the Luling, Louisiana,cable-bridge. Rep. No. FHWA-RD-77-161, Federal HighwayAdministration, Offices of Research and Development, Washington,D.C.Bosch H. R. (1987). A wind tunnel investigation of the Deer IsleBridge. Rep. No. FHWA-RD-87-027, Federal Highway Administration,Turner-Fairbank Highway Research Center, McLean, Va.Bucher, C. G., and Lin, Y. K. (1988). Stochastic stability of bridgesconsidering coupled modes. J. Engrg. Mech., ASCE, 114(12), 20552070.Bucher, C. G., and Lin, Y. K. (1989). Stochastic stability of bridgesconsidering coupled modes: II. J. Engrg. Mech., ASCE, 115(2), 384400.Cai, C. S. (1993). 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