CN105808876A - 钢桁梁斜拉桥主塔墩顶钢梁架设方法 - Google Patents

Abstract

本发明公开了钢桁梁斜拉桥主塔墩顶钢梁架设方法，包括构建钢桁梁斜拉桥主塔墩顶钢梁结构模型、构建钢桁梁斜拉桥主塔墩顶钢梁结构的随机地震动模型、钢桁梁斜拉桥主塔墩顶钢梁结构主要构件的位移和速度功率谱密度计算、构建钢桁梁斜拉桥主塔墩顶钢梁结构损伤模型，计算损伤指数、对钢桁梁斜拉桥主塔墩顶钢梁结构模型进行双重可靠度评估等步骤。本发明按照事先评估合格的钢桁梁斜拉桥主塔墩顶钢梁结构模型对钢桁梁斜拉桥主塔墩顶钢梁结构进行架设，并根据评估结果及时做出合理调整，提高了抗震性能和结构安全性，且提高了效率，节约了成本。

Description

钢桁梁斜拉桥主塔墩顶钢梁架设方法

技术领域

本发明涉及桥梁施工方法领域，具体涉及钢桁梁斜拉桥主塔墩顶钢梁架设方法。

背景技术

相关技术中，进行钢桁梁斜拉桥主塔墩顶钢梁的架设时，钢桁梁斜拉桥主塔墩顶钢梁结构中的主要构件的参数选择沿用技术规格中的标准参数。

由于钢桁梁斜拉桥主塔墩顶钢梁结构所属地的地震强度和地震类型不同，根据相关技术进行设计的钢桁梁斜拉桥主塔墩顶钢梁结构的抗震性能对适应当地要求的灵活性较差，另一方面，缺乏针对架设时的钢桁梁斜拉桥主塔墩顶钢梁结构的抗震性能快速评估的方法。

发明内容

针对上述问题，本发明提供钢桁梁斜拉桥主塔墩顶钢梁架设方法。

本发明的目的采用以下技术方案来实现：

钢桁梁斜拉桥主塔墩顶钢梁架设方法，包括以下步骤：

(1)通过计算机辅助设计初步构建钢桁梁斜拉桥主塔墩顶钢梁结构模型，并确定钢桁梁斜拉桥主塔墩顶钢梁结构模型的主要构件；

(2)根据当地抗震设防烈度、抗震设计分组及钢桁梁斜拉桥主塔墩顶钢梁结构所属场地类别，构建钢桁梁斜拉桥主塔墩顶钢梁结构模型的随机地震动模型，生成对应所述主要构件的位移和速度的功率谱密度函数；

(3)根据所述主要构件的位移和速度的功率谱密度函数计算得到相应的位移功率谱密度和速度功率谱密度，对所述位移功率谱密度和速度功率谱密度进行积分计算，得到对应主要构件的位移方差和速度方差；

(4)在标准温度W₀下对所述主要构件进行试验研究得出其性能参数，根据所述性能参数构建钢桁梁斜拉桥主塔墩顶钢梁结构的损伤模型，计算损伤指数Φ，考虑当地平均温度W对主要构件性能参数的影响，引入温度修正系数δ,当W>W₀时，温度修正系数当W≤W₀时，温度修正系数另外考虑到具体施工情况、当地自然环境会对构件性能参数产生较大影响，进而影响到损伤指数Φ，引入施工因子和环境因子，均介于0到1之间，以各自权重a、b、c影响损伤指数Φ，损伤指数Φ的计算公式为：

$\mathrm{\Φ}=(1-\mathrm{\η})\frac{S_m}{S_j}(\mathrm{\δ}a+{\mathrm{\δ}}_{1}b+{\mathrm{\δ}}_{2}c)+\mathrm{\η}\frac{E\left(T\right)}{{\mathrm{QS}}_j}$

其中，η为能量耗散因子，S_j为极限位移，Q为屈服荷载，T为地震动强度超过50％峰值的震动时刻，S_m为主要构件在[0，T]时段内的最大位移，E(T)为主要构件在[0，T]时段内的累积滞变耗能；

(5)通过MATLAB对钢桁梁斜拉桥主塔墩顶钢梁结构模型进行双重动力可靠度评估，如果评估合格，则可按照钢桁梁斜拉桥主塔墩顶钢梁结构模型进行架设，如果评估不合格，可能会造成相应的安全隐患，则需要进行重新设计。

优选的，通过MATLAB对钢桁梁斜拉桥主塔墩顶钢梁结构模型进行双重动力可靠度评估时，设置评估系数ψ，其中评估系数ψ的计算公式为：

$\begin{array}{c}\mathrm{\ψ}={\mathrm{\ψ}}_1{\mathrm{\ψ}}_2\\ =\{\exp \[-\underset{0}{\overset{t}{\∫}}\frac{1}{\mathrm{\π}}\frac{\mathrm{\σ}v\left(x\right)}{\mathrm{\σ}s\left(x\right)}\exp (-\frac{a^2}{2{\mathrm{\σ}}^{2}s\left(x\right)})dx\]-P_1\}\×\{\underset{0}{\overset{{\mathrm{\Φ}}_0}{\∫}}\[\frac{1}{\sqrt{2\mathrm{\π}}\left(\ln \mathrm{\Φ}\right)s}\exp \frac{\[{\mathrm{lnm}}_{\mathrm{\Φ}}-\ln s-\frac{1}{2}\ln (1+\frac{{{\mathrm{\σ}}_{\mathrm{\Φ}}}^2}{{m_{\mathrm{\Φ}}}^2})\]}{2\ln (1+\frac{{{\mathrm{\σ}}_{\mathrm{\Φ}}}^2}{{m_{\mathrm{\Φ}}}^2})}\]ds-P_2\}\end{array}$

其中，

${\mathrm{\ψ}}_1=\{\exp \[-\underset{0}{\overset{t}{\∫}}\frac{1}{\mathrm{\π}}\frac{\mathrm{\σ}v\left(x\right)}{\mathrm{\σ}s\left(x\right)}\exp (-\frac{a^2}{2{\mathrm{\σ}}^{2}s\left(x\right)})dx\]-P_1\},{\mathrm{\ψ}}_2=\{\underset{0}{\overset{{\mathrm{\Φ}}_0}{\∫}}\[\frac{1}{\sqrt{2\mathrm{\π}}\left(\ln \mathrm{\Φ}\right)s}\exp \frac{\[{\mathrm{lnm}}_{\mathrm{\Φ}}-\ln s-\frac{1}{2}\ln (1+\frac{{{\mathrm{\σ}}_{\mathrm{\Φ}}}^2}{{m_{\mathrm{\Φ}}}^2})\]}{2\ln (1+\frac{{{\mathrm{\σ}}_{\mathrm{\Φ}}}^2}{{m_{\mathrm{\Φ}}}^2})}\]ds-P_2\}$

若ψ₁、ψ₂均大于0，钢桁梁斜拉桥主塔墩顶钢梁结构模型满足设计要求，评估合格；若仅满足ψ₁大于0，则对P₂进行调整后重新评估；其余情况，需重新进行钢桁梁斜拉桥主塔墩顶钢梁结构设计；

其中，0≤t≤T,a为设定的层间位移角界限值，Φ₀为设定的累积损伤指数界限值，层间位移角界限值a和累积损伤指数界限值Φ₀根据地震类型确定；σv(x)为速度标准差，σs(x)为位移标准差，σ²s(x)为位移方差，m_Φ为累积损伤指数的均值，σ_Φ ²为累积损伤指数的标准差，P₁为设定的第一标准可靠度，P₂为设定的第二标准可靠度；

所述P₁、P₂的设定范围为90％～99.9％，P₁值根据结构的用途提前确定，P₂值可根据其初始值P′₂在范围内进行自适应调整，具体调整方式为：

当评估合格时，P₂＝P′₂；

当评估不合格且满足ψ₁大于0时，P₂＝P_2min。

本发明的有益效果为：采用双重动力可靠度计算方法构建钢桁梁斜拉桥主塔墩顶钢梁结构，以对结构进行定量控制设计，并按照评估合格的钢桁梁斜拉桥主塔墩顶钢梁结构模型进行架设，从而保证并提高钢桁梁斜拉桥主塔墩顶钢梁结构架设完后的抗震强度；精简了钢桁梁斜拉桥主塔墩顶钢梁结构的双重动力可靠度计算，提高了设计的速度；引入温度修正系数、施工因子和环境因子，进行损伤指数Φ的计算，提高了对结构进行定量控制设计的精度；在满足结构安全的前提下，P₂值可根据其初始值在范围内进行自适应调整，能够大大提高架设的效率，节约成本；在发生地震后，对钢桁梁斜拉桥主塔墩顶钢梁结构双重可靠度进行重新评估，能够极大减少安全隐患，大大提高架设后的结构的安全性。

附图说明

利用附图对本发明作进一步说明，但附图中的实施例不构成对本发明的任何限制，对于本领域的普通技术人员，在不付出创造性劳动的前提下，还可以根据以下附图获得其它的附图。

图1是本发明的方法流程图。

具体实施方式

结合以下实施例对本发明作进一步描述。

实施例1：如图1所示的钢桁梁斜拉桥主塔墩顶钢梁架设方法，包括以下步骤：

(1)通过计算机辅助设计初步构建钢桁梁斜拉桥主塔墩顶钢梁结构模型，并确定钢桁梁斜拉桥主塔墩顶钢梁结构模型的主要构件；

(2)根据当地抗震设防烈度、抗震设计分组及钢桁梁斜拉桥主塔墩顶钢梁结构所属场地类别，构建钢桁梁斜拉桥主塔墩顶钢梁结构模型的随机地震动模型，生成对应所述主要构件的位移和速度的功率谱密度函数；

(3)根据所述主要构件的位移和速度的功率谱密度函数计算得到相应的位移功率谱密度和速度功率谱密度，对所述位移功率谱密度和速度功率谱密度进行积分计算，得到对应主要构件的位移方差和速度方差；

(4)在标准温度W₀下对所述主要构件进行试验研究得出其性能参数，根据所述性能参数构建钢桁梁斜拉桥主塔墩顶钢梁结构的损伤模型，计算损伤指数Φ，考虑当地平均温度W对主要构件性能参数的影响，引入温度修正系数δ,当W>W₀时，温度修正系数当W≤W₀时，温度修正系数另外考虑到具体施工情况、当地自然环境会对构件性能参数产生较大影响，进而影响到损伤指数Φ，引入施工因子和环境因子，均介于0到1之间，以各自权重a、b、c影响损伤指数Φ，损伤指数Φ的计算公式为：

$\mathrm{\Φ}=(1-\mathrm{\η})\frac{S_m}{S_j}(\mathrm{\δ}a+{\mathrm{\δ}}_{1}b+{\mathrm{\δ}}_{2}c)+\mathrm{\η}\frac{E\left(T\right)}{{\mathrm{QS}}_j}$

其中，η为能量耗散因子，S_j为极限位移，Q为屈服荷载，T为地震动强度超过50％峰值的震动时刻，S_m为主要构件在[0，T]时段内的最大位移，E(T)为主要构件在[0，T]时段内的累积滞变耗能；

(5)通过MATLAB对钢桁梁斜拉桥主塔墩顶钢梁结构模型进行双重动力可靠度评估，如果评估合格，则可按照钢桁梁斜拉桥主塔墩顶钢梁结构模型进行架设，如果评估不合格，可能会造成相应的安全隐患，则需要进行重新设计。

优选的，通过MATLAB对钢桁梁斜拉桥主塔墩顶钢梁结构模型进行双重动力可靠度评估时，设置评估系数ψ，其中评估系数ψ的计算公式为：

$\begin{array}{c}\mathrm{\ψ}={\mathrm{\ψ}}_1{\mathrm{\ψ}}_2\\ =\{\exp \[-\underset{0}{\overset{t}{\∫}}\frac{1}{\mathrm{\π}}\frac{\mathrm{\σ}v\left(x\right)}{\mathrm{\σ}s\left(x\right)}\exp (-\frac{a^2}{2{\mathrm{\σ}}^{2}s\left(x\right)})dx\]-P_1\}\×\{\underset{0}{\overset{{\mathrm{\Φ}}_0}{\∫}}\[\frac{1}{\sqrt{2\mathrm{\π}}\left(\ln \mathrm{\Φ}\right)s}\exp \frac{\[{\mathrm{lnm}}_{\mathrm{\Φ}}-\ln s-\frac{1}{2}\ln (1+\frac{{{\mathrm{\σ}}_{\mathrm{\Φ}}}^2}{{m_{\mathrm{\Φ}}}^2})\]}{2\ln (1+\frac{{{\mathrm{\σ}}_{\mathrm{\Φ}}}^2}{{m_{\mathrm{\Φ}}}^2})}\]ds-P_2\}\end{array}$

其中，

${\mathrm{\ψ}}_1=\{\exp \[-\underset{0}{\overset{t}{\∫}}\frac{1}{\mathrm{\π}}\frac{\mathrm{\σ}v\left(x\right)}{\mathrm{\σ}s\left(x\right)}\exp (-\frac{a^2}{2{\mathrm{\σ}}^{2}s\left(x\right)})dx\]-P_1\},{\mathrm{\ψ}}_2=\{\underset{0}{\overset{{\mathrm{\Φ}}_0}{\∫}}\[\frac{1}{\sqrt{2\mathrm{\π}}\left(\ln \mathrm{\Φ}\right)s}\exp \frac{\[{\mathrm{lnm}}_{\mathrm{\Φ}}-\ln s-\frac{1}{2}\ln (1+\frac{{{\mathrm{\σ}}_{\mathrm{\Φ}}}^2}{{m_{\mathrm{\Φ}}}^2})\]}{2\ln (1+\frac{{{\mathrm{\σ}}_{\mathrm{\Φ}}}^2}{{m_{\mathrm{\Φ}}}^2})}\]ds-P_2\}$

若ψ₁、ψ₂均大于0，钢桁梁斜拉桥主塔墩顶钢梁结构模型满足设计要求，评估合格；若仅满足ψ₁大于0，则对P₂进行调整后重新评估；其余情况，需重新进行钢桁梁斜拉桥主塔墩顶钢梁结构设计；

其中，0≤t≤T,a为设定的层间位移角界限值，Φ₀为设定的累积损伤指数界限值，层间位移角界限值a和累积损伤指数界限值Φ₀根据地震类型确定；σv(x)为速度标准差，σs(x)为位移标准差，σ²s(x)为位移方差，m_Φ为累积损伤指数的均值，σ_Φ ²为累积损伤指数的标准差，P₁为设定的第一标准可靠度，P₂为设定的第二标准可靠度；

所述P₁、P₂的设定范围为90％～99.9％，P₁值根据结构的用途提前确定，P₂值可根据其初始值P′₂在范围内进行自适应调整，具体调整方式为：

当评估合格时，P₂＝P′₂；

当评估不合格且满足ψ₁大于0时，P₂＝P_2min。

在此实施例中：采用双重动力可靠度计算方法构建钢桁梁斜拉桥主塔墩顶钢梁结构，以对结构进行定量控制设计，并按照评估合格的钢桁梁斜拉桥主塔墩顶钢梁结构模型进行架设，从而保证并提高架设完后的钢桁梁斜拉桥主塔墩顶钢梁结构的抗震强度；精简了钢桁梁斜拉桥主塔墩顶钢梁结构的双重动力可靠度计算，提高了设计的速度；引入温度修正系数、施工因子和环境因子，进行损伤指数Φ的计算，提高了对结构进行定量控制设计的精度；在满足结构安全的前提下，P₂值可根据其初始值在范围内进行自适应调整，能够大大提高效率，节约成本；在发生地震后，对钢桁梁斜拉桥主塔墩顶钢梁结构双重可靠度进行重新评估，能够极大减少安全隐患，大大提高结构安全性；第一标准可靠度的取值为90％，设计速度比现有技术提高了50％，安全性比现有技术提高了20％。

实施例2：如图1所示的钢桁梁斜拉桥主塔墩顶钢梁架设方法，包括以下步骤：

(1)通过计算机辅助设计初步构建钢桁梁斜拉桥主塔墩顶钢梁结构模型，并确定钢桁梁斜拉桥主塔墩顶钢梁结构模型的主要构件；

(2)根据当地抗震设防烈度、抗震设计分组及钢桁梁斜拉桥主塔墩顶钢梁结构所属场地类别，构建钢桁梁斜拉桥主塔墩顶钢梁结构模型的随机地震动模型，生成对应所述主要构件的位移和速度的功率谱密度函数；

(3)根据所述主要构件的位移和速度的功率谱密度函数计算得到相应的位移功率谱密度和速度功率谱密度，对所述位移功率谱密度和速度功率谱密度进行积分计算，得到对应主要构件的位移方差和速度方差；

(4)在标准温度W₀下对所述主要构件进行试验研究得出其性能参数，根据所述性能参数构建钢桁梁斜拉桥主塔墩顶钢梁结构的损伤模型，计算损伤指数Φ，考虑当地平均温度W对主要构件性能参数的影响，引入温度修正系数δ,当W>W₀时，温度修正系数当W≤W₀时，温度修正系数另外考虑到具体施工情况、当地自然环境会对构件性能参数产生较大影响，进而影响到损伤指数Φ，引入施工因子和环境因子，均介于0到1之间，以各自权重a、b、c影响损伤指数Φ，损伤指数Φ的计算公式为：

$\mathrm{\Φ}=(1-\mathrm{\η})\frac{S_m}{S_j}(\mathrm{\δ}a+{\mathrm{\δ}}_{1}b+{\mathrm{\δ}}_{2}c)+\mathrm{\η}\frac{F\left(T\right)}{{\mathrm{QS}}_j}$

其中，η为能量耗散因子，S_j为极限位移，Q为屈服荷载，T为地震动强度超过50％峰值的震动时刻，S_m为主要构件在[0，T]时段内的最大位移，E(T)为主要构件在[0，T]时段内的累积滞变耗能；

(5)通过MATLAB对钢桁梁斜拉桥主塔墩顶钢梁结构模型进行双重动力可靠度评估，如果评估合格，则可按照钢桁梁斜拉桥主塔墩顶钢梁结构模型进行架设，如果评估不合格，可能会造成相应的安全隐患，则需要进行重新设计。

优选的，通过MATLAB对钢桁梁斜拉桥主塔墩顶钢梁结构模型进行双重动力可靠度评估时，设置评估系数ψ，其中评估系数ψ的计算公式为：

$\begin{array}{c}\mathrm{\ψ}={\mathrm{\ψ}}_1{\mathrm{\ψ}}_2\\ =\{\exp \[-\underset{0}{\overset{t}{\∫}}\frac{1}{\mathrm{\π}}\frac{\mathrm{\σ}v\left(x\right)}{\mathrm{\σ}s\left(x\right)}\exp (-\frac{a^2}{2{\mathrm{\σ}}^{2}s\left(x\right)})dx\]-P_1\}\×\{\underset{0}{\overset{{\mathrm{\Φ}}_0}{\∫}}\[\frac{1}{\sqrt{2\mathrm{\π}}\left(\ln \mathrm{\Φ}\right)s}\exp \frac{\[{\mathrm{lnm}}_{\mathrm{\Φ}}-\ln s-\frac{1}{2}\ln (1+\frac{{{\mathrm{\σ}}_{\mathrm{\Φ}}}^2}{{m_{\mathrm{\Φ}}}^2})\]}{2\ln (1+\frac{{{\mathrm{\σ}}_{\mathrm{\Φ}}}^2}{{m_{\mathrm{\Φ}}}^2})}\]ds-P_2\}\end{array}$

其中，

${\mathrm{\ψ}}_1=\{\exp \[-\underset{0}{\overset{t}{\∫}}\frac{1}{\mathrm{\π}}\frac{\mathrm{\σ}v\left(x\right)}{\mathrm{\σ}s\left(x\right)}\exp (-\frac{a^2}{2{\mathrm{\σ}}^{2}s\left(x\right)})dx\]-P_1\},{\mathrm{\ψ}}_2=\{\underset{0}{\overset{{\mathrm{\Φ}}_0}{\∫}}\[\frac{1}{\sqrt{2\mathrm{\π}}\left(\ln \mathrm{\Φ}\right)s}\exp \frac{\[{\mathrm{lnm}}_{\mathrm{\Φ}}-\ln s-\frac{1}{2}\ln (1+\frac{{{\mathrm{\σ}}_{\mathrm{\Φ}}}^2}{{m_{\mathrm{\Φ}}}^2})\]}{2\ln (1+\frac{{{\mathrm{\σ}}_{\mathrm{\Φ}}}^2}{{m_{\mathrm{\Φ}}}^2})}\]ds-P_2\}$

若ψ₁、ψ₂均大于0，钢桁梁斜拉桥主塔墩顶钢梁结构模型满足设计要求，评估合格；若仅满足ψ₁大于0，则对P₂进行调整后重新评估；其余情况，需重新进行钢桁梁斜拉桥主塔墩顶钢梁结构设计；

其中，0≤t≤T,a为设定的层间位移角界限值，Φ₀为设定的累积损伤指数界限值，层间位移角界限值a和累积损伤指数界限值Φ₀根据地震类型确定；σv(x)为速度标准差，σs(x)为位移标准差，σ²s(x)为位移方差，m_Φ为累积损伤指数的均值，σ_Φ ²为累积损伤指数的标准差，P₁为设定的第一标准可靠度，P₂为设定的第二标准可靠度；

所述P₁、P₂的设定范围为90％～99.9％，P₁值根据结构的用途提前确定，P₂值可根据其初始值P′₂在范围内进行自适应调整，具体调整方式为：

当评估合格时，P₂＝P′₂；

当评估不合格且满足ψ₁大于0时，P₂＝P_2min。

在此实施例中：采用双重动力可靠度计算方法构建钢桁梁斜拉桥主塔墩顶钢梁结构，以对结构进行定量控制设计，并按照评估合格的钢桁梁斜拉桥主塔墩顶钢梁结构模型进行架设，从而保证并提高架设完后的钢桁梁斜拉桥主塔墩顶钢梁结构的抗震强度；精简了钢桁梁斜拉桥主塔墩顶钢梁结构的双重动力可靠度计算，提高了设计的速度；引入温度修正系数、施工因子和环境因子，进行损伤指数Φ的计算，提高了对结构进行定量控制设计的精度；在满足结构安全的前提下，P₂值可根据其初始值在范围内进行自适应调整，能够大大提高效率，节约成本；在发生地震后，对钢桁梁斜拉桥主塔墩顶钢梁结构双重可靠度进行重新评估，能够极大减少安全隐患，大大提高结构安全性；第一标准可靠度的取值为92％，设计速度比现有技术提高了45％，安全性比现有技术提高了25％。

实施例3：如图1所示的钢桁梁斜拉桥主塔墩顶钢梁架设方法，包括以下步骤：

(1)通过计算机辅助设计初步构建钢桁梁斜拉桥主塔墩顶钢梁结构模型，并确定钢桁梁斜拉桥主塔墩顶钢梁结构模型的主要构件；

(2)根据当地抗震设防烈度、抗震设计分组及钢桁梁斜拉桥主塔墩顶钢梁结构所属场地类别，构建钢桁梁斜拉桥主塔墩顶钢梁结构模型的随机地震动模型，生成对应所述主要构件的位移和速度的功率谱密度函数；

(3)根据所述主要构件的位移和速度的功率谱密度函数计算得到相应的位移功率谱密度和速度功率谱密度，对所述位移功率谱密度和速度功率谱密度进行积分计算，得到对应主要构件的位移方差和速度方差；

(4)在标准温度W₀下对所述主要构件进行试验研究得出其性能参数，根据所述性能参数构建钢桁梁斜拉桥主塔墩顶钢梁结构的损伤模型，计算损伤指数Φ，考虑当地平均温度W对主要构件性能参数的影响，引入温度修正系数δ,当W>W₀时，温度修正系数当W≤W₀时，温度修正系数另外考虑到具体施工情况、当地自然环境会对构件性能参数产生较大影响，进而影响到损伤指数Φ，引入施工因子和环境因子，均介于0到1之间，以各自权重a、b、c影响损伤指数Φ，损伤指数Φ的计算公式为：

$\mathrm{\Φ}=(1-\mathrm{\η})\frac{S_m}{S_j}(\mathrm{\δ}a+{\mathrm{\δ}}_{1}b+{\mathrm{\δ}}_{2}c)+\mathrm{\η}\frac{E\left(T\right)}{{\mathrm{QS}}_j}$

其中，η为能量耗散因子，S_j为极限位移，Q为屈服荷载，T为地震动强度超过50％峰值的震动时刻，S_m为主要构件在[0，T]时段内的最大位移，E(T)为主要构件在[0，T]时段内的累积滞变耗能；

(5)通过MATLAB对钢桁梁斜拉桥主塔墩顶钢梁结构模型进行双重动力可靠度评估，如果评估合格，则可按照钢桁梁斜拉桥主塔墩顶钢梁结构模型进行架设，如果评估不合格，可能会造成相应的安全隐患，则需要进行重新设计。

优选的，通过MATLAB对钢桁梁斜拉桥主塔墩顶钢梁结构模型进行双重动力可靠度评估时，设置评估系数ψ，其中评估系数ψ的计算公式为：

$\begin{array}{c}\mathrm{\ψ}={\mathrm{\ψ}}_1{\mathrm{\ψ}}_2\\ =\{\exp \[-\underset{0}{\overset{t}{\∫}}\frac{1}{\mathrm{\π}}\frac{\mathrm{\σ}v\left(x\right)}{\mathrm{\σ}s\left(x\right)}\exp (-\frac{a^2}{2{\mathrm{\σ}}^{2}s\left(x\right)})dx\]-P_1\}\×\{\underset{0}{\overset{{\mathrm{\Φ}}_0}{\∫}}\[\frac{1}{\sqrt{2\mathrm{\π}}\left(\ln \mathrm{\Φ}\right)s}\exp \frac{\[{\mathrm{lnm}}_{\mathrm{\Φ}}-\ln s-\frac{1}{2}\ln (1+\frac{{{\mathrm{\σ}}_{\mathrm{\Φ}}}^2}{{m_{\mathrm{\Φ}}}^2})\]}{2\ln (1+\frac{{{\mathrm{\σ}}_{\mathrm{\Φ}}}^2}{{m_{\mathrm{\Φ}}}^2})}\]ds-P_2\}\end{array}$

其中，

${\mathrm{\ψ}}_1=\{\exp \[-\underset{0}{\overset{t}{\∫}}\frac{1}{\mathrm{\π}}\frac{\mathrm{\σ}v\left(x\right)}{\mathrm{\σ}s\left(x\right)}\exp (-\frac{a^2}{2{\mathrm{\σ}}^{2}s\left(x\right)})dx\]-P_1\},{\mathrm{\ψ}}_2=\{\underset{0}{\overset{{\mathrm{\Φ}}_0}{\∫}}\[\frac{1}{\sqrt{2\mathrm{\π}}\left(\ln \mathrm{\Φ}\right)s}\exp \frac{\[{\mathrm{lnm}}_{\mathrm{\Φ}}-\ln s-\frac{1}{2}\ln (1+\frac{{{\mathrm{\σ}}_{\mathrm{\Φ}}}^2}{{m_{\mathrm{\Φ}}}^2})\]}{2\ln (1+\frac{{{\mathrm{\σ}}_{\mathrm{\Φ}}}^2}{{m_{\mathrm{\Φ}}}^2})}\]ds-P_2\}$

若ψ₁、ψ₂均大于0，钢桁梁斜拉桥主塔墩顶钢梁结构模型满足设计要求，评估合格；若仅满足ψ₁大于0，则对P₂进行调整后重新评估；其余情况，需重新进行钢桁梁斜拉桥主塔墩顶钢梁结构设计；

其中，0≤t≤T,a为设定的层间位移角界限值，Φ₀为设定的累积损伤指数界限值，层间位移角界限值a和累积损伤指数界限值Φ₀根据地震类型确定；σv(x)为速度标准差，σs(x)为位移标准差，σ²s(x)为位移方差，m_Φ为累积损伤指数的均值，σ_Φ ²为累积损伤指数的标准差，P₁为设定的第一标准可靠度，P₂为设定的第二标准可靠度；

所述P₁、P₂的设定范围为90％～99.9％，P₁值根据结构的用途提前确定，P₂值可根据其初始值P′₂在范围内进行自适应调整，具体调整方式为：

当评估合格时，P₂＝P′₂；

当评估不合格且满足ψ₁大于0时，P₂＝P_2min。

在此实施例中：采用双重动力可靠度计算方法构建钢桁梁斜拉桥主塔墩顶钢梁结构，以对结构进行定量控制设计，并按照评估合格的钢桁梁斜拉桥主塔墩顶钢梁结构模型进行架设，从而保证并提高架设完后的钢桁梁斜拉桥主塔墩顶钢梁结构的抗震强度；精简了钢桁梁斜拉桥主塔墩顶钢梁结构的双重动力可靠度计算，提高了设计的速度；引入温度修正系数、施工因子和环境因子，进行损伤指数Φ的计算，提高了对结构进行定量控制设计的精度；在满足结构安全的前提下，P₂值可根据其初始值在范围内进行自适应调整，能够大大提高效率，节约成本；在发生地震后，对钢桁梁斜拉桥主塔墩顶钢梁结构双重可靠度进行重新评估，能够极大减少安全隐患，大大提高结构安全性；第一标准可靠度的取值为94％，设计速度比现有技术提高了40％，安全性比现有技术提高了30％。

实施例4：如图1所示的钢桁梁斜拉桥主塔墩顶钢梁架设方法，包括以下步骤：

(1)通过计算机辅助设计初步构建钢桁梁斜拉桥主塔墩顶钢梁结构模型，并确定钢桁梁斜拉桥主塔墩顶钢梁结构模型的主要构件；

(2)根据当地抗震设防烈度、抗震设计分组及钢桁梁斜拉桥主塔墩顶钢梁结构所属场地类别，构建钢桁梁斜拉桥主塔墩顶钢梁结构模型的随机地震动模型，生成对应所述主要构件的位移和速度的功率谱密度函数；

(3)根据所述主要构件的位移和速度的功率谱密度函数计算得到相应的位移功率谱密度和速度功率谱密度，对所述位移功率谱密度和速度功率谱密度进行积分计算，得到对应主要构件的位移方差和速度方差；

(4)在标准温度W₀下对所述主要构件进行试验研究得出其性能参数，根据所述性能参数构建钢桁梁斜拉桥主塔墩顶钢梁结构的损伤模型，计算损伤指数Φ，考虑当地平均温度W对主要构件性能参数的影响，引入温度修正系数δ,当W>W₀时，温度修正系数当W≤W₀时，温度修正系数另外考虑到具体施工情况、当地自然环境会对构件性能参数产生较大影响，进而影响到损伤指数Φ，引入施工因子和环境因子，均介于0到1之间，以各自权重a、b、c影响损伤指数Φ，损伤指数Φ的计算公式为：

$\mathrm{\Φ}=(1-\mathrm{\η})\frac{S_m}{S_j}(\mathrm{\δ}a+{\mathrm{\δ}}_{1}b+{\mathrm{\δ}}_{2}c)+\mathrm{\η}\frac{E\left(T\right)}{{\mathrm{QS}}_j}$

其中，η为能量耗散因子，S_j为极限位移，Q为屈服荷载，T为地震动强度超过50％峰值的震动时刻，S_m为主要构件在[0，T]时段内的最大位移，E(T)为主要构件在[0，T]时段内的累积滞变耗能；

(5)通过MATLAB对钢桁梁斜拉桥主塔墩顶钢梁结构模型进行双重动力可靠度评估，如果评估合格，则可按照钢桁梁斜拉桥主塔墩顶钢梁结构模型进行架设，如果评估不合格，可能会造成相应的安全隐患，则需要进行重新设计。

优选的，通过MATLAB对钢桁梁斜拉桥主塔墩顶钢梁结构模型进行双重动力可靠度评估时，设置评估系数ψ，其中评估系数ψ的计算公式为：

$\begin{array}{c}\mathrm{\ψ}={\mathrm{\ψ}}_1{\mathrm{\ψ}}_2\\ =\{\exp \[-\underset{0}{\overset{t}{\∫}}\frac{1}{\mathrm{\π}}\frac{\mathrm{\σ}v\left(x\right)}{\mathrm{\σ}s\left(x\right)}\exp (-\frac{a^2}{2{\mathrm{\σ}}^{2}s\left(x\right)})dx\]-P_1\}\×\{\underset{0}{\overset{{\mathrm{\Φ}}_0}{\∫}}\[\frac{1}{\sqrt{2\mathrm{\π}}\left(\ln \mathrm{\Φ}\right)s}\exp \frac{\[{\mathrm{lnm}}_{\mathrm{\Φ}}-\ln s-\frac{1}{2}\ln (1+\frac{{{\mathrm{\σ}}_{\mathrm{\Φ}}}^2}{{m_{\mathrm{\Φ}}}^2})\]}{2\ln (1+\frac{{{\mathrm{\σ}}_{\mathrm{\Φ}}}^2}{{m_{\mathrm{\Φ}}}^2})}\]ds-P_2\}\end{array}$

其中，

${\mathrm{\ψ}}_1=\{\exp \[-\underset{0}{\overset{t}{\∫}}\frac{1}{\mathrm{\π}}\frac{\mathrm{\σ}v\left(x\right)}{\mathrm{\σ}s\left(x\right)}\exp (-\frac{a^2}{2{\mathrm{\σ}}^{2}s\left(x\right)})dx\]-P_1\},{\mathrm{\ψ}}_2=\{\underset{0}{\overset{{\mathrm{\Φ}}_0}{\∫}}\[\frac{1}{\sqrt{2\mathrm{\π}}\left(\ln \mathrm{\Φ}\right)s}\exp \frac{\[{\mathrm{lnm}}_{\mathrm{\Φ}}-\ln s-\frac{1}{2}\ln (1+\frac{{{\mathrm{\σ}}_{\mathrm{\Φ}}}^2}{{m_{\mathrm{\Φ}}}^2})\]}{2\ln (1+\frac{{{\mathrm{\σ}}_{\mathrm{\Φ}}}^2}{{m_{\mathrm{\Φ}}}^2})}\]ds-P_2\}$

若ψ₁、ψ₂均大于0，钢桁梁斜拉桥主塔墩顶钢梁结构模型满足设计要求，评估合格；若仅满足ψ₁大于0，则对P₂进行调整后重新评估；其余情况，需重新进行钢桁梁斜拉桥主塔墩顶钢梁结构设计；

其中，0≤t≤T,a为设定的层间位移角界限值，Φ₀为设定的累积损伤指数界限值，层间位移角界限值a和累积损伤指数界限值Φ₀根据地震类型确定；σv(x)为速度标准差，σs(x)为位移标准差，σ²s(x)为位移方差，m_Φ为累积损伤指数的均值，σ_Φ ²为累积损伤指数的标准差，P₁为设定的第一标准可靠度，P₂为设定的第二标准可靠度；

所述P₁、P₂的设定范围为90％～99.9％，P₁值根据结构的用途提前确定，P₂值可根据其初始值P′₂在范围内进行自适应调整，具体调整方式为：

当评估合格时，P₂＝P′₂；

当评估不合格且满足ψ₁大于0时，P₂＝P_2min。。

在此实施例中：采用双重动力可靠度计算方法构建钢桁梁斜拉桥主塔墩顶钢梁结构，以对结构进行定量控制设计，并按照评估合格的钢桁梁斜拉桥主塔墩顶钢梁结构模型进行架设，从而保证并提高架设完后的钢桁梁斜拉桥主塔墩顶钢梁结构的抗震强度；精简了钢桁梁斜拉桥主塔墩顶钢梁结构的双重动力可靠度计算，提高了设计的速度；引入温度修正系数、施工因子和环境因子，进行损伤指数Φ的计算，提高了对结构进行定量控制设计的精度；在满足结构安全的前提下，P₂值可根据其初始值在范围内进行自适应调整，能够大大提高效率，节约成本；在发生地震后，对钢桁梁斜拉桥主塔墩顶钢梁结构双重可靠度进行重新评估，能够极大减少安全隐患，大大提高结构安全性；第一标准可靠度的取值为96％，设计速度比现有技术提高了35％，安全性比现有技术提高了35％。

实施例5：如图1所示的钢桁梁斜拉桥主塔墩顶钢梁架设方法，包括以下步骤：

(1)通过计算机辅助设计初步构建钢桁梁斜拉桥主塔墩顶钢梁结构模型，并确定钢桁梁斜拉桥主塔墩顶钢梁结构模型的主要构件；

(2)根据当地抗震设防烈度、抗震设计分组及钢桁梁斜拉桥主塔墩顶钢梁结构所属场地类别，构建钢桁梁斜拉桥主塔墩顶钢梁结构模型的随机地震动模型，生成对应所述主要构件的位移和速度的功率谱密度函数；

(3)根据所述主要构件的位移和速度的功率谱密度函数计算得到相应的位移功率谱密度和速度功率谱密度，对所述位移功率谱密度和速度功率谱密度进行积分计算，得到对应主要构件的位移方差和速度方差；

(4)在标准温度W₀下对所述主要构件进行试验研究得出其性能参数，根据所述性能参数构建钢桁梁斜拉桥主塔墩顶钢梁结构的损伤模型，计算损伤指数Φ，考虑当地平均温度W对主要构件性能参数的影响，引入温度修正系数δ,当W>W₀时，温度修正系数当W≤W₀时，温度修正系数另外考虑到具体施工情况、当地自然环境会对构件性能参数产生较大影响，进而影响到损伤指数Φ，引入施工因子和环境因子，均介于0到1之间，以各自权重a、b、c影响损伤指数Φ，损伤指数Φ的计算公式为：

$\mathrm{\Φ}=(1-\mathrm{\η})\frac{S_m}{S_j}(\mathrm{\δ}a+{\mathrm{\δ}}_{1}b+{\mathrm{\δ}}_{2}c)+\mathrm{\η}\frac{E\left(T\right)}{{\mathrm{QS}}_j}$

其中，η为能量耗散因子，S_j为极限位移，Q为屈服荷载，T为地震动强度超过50％峰值的震动时刻，S_m为主要构件在[0，T]时段内的最大位移，E(T)为主要构件在[0，T]时段内的累积滞变耗能；

(5)通过MATLAB对钢桁梁斜拉桥主塔墩顶钢梁结构模型进行双重动力可靠度评估，如果评估合格，则可按照钢桁梁斜拉桥主塔墩顶钢梁结构模型进行架设，如果评估不合格，可能会造成相应的安全隐患，则需要进行重新设计。

优选的，通过MATLAB对钢桁梁斜拉桥主塔墩顶钢梁结构模型进行双重动力可靠度评估时，设置评估系数ψ，其中评估系数ψ的计算公式为：

$\mathrm{\ψ}={\mathrm{\ψ}}_1{\mathrm{\ψ}}_2$

$=\{\exp \[-\underset{0}{\overset{t}{\∫}}\frac{1}{\mathrm{\π}}\frac{\mathrm{\σ}v\left(x\right)}{\mathrm{\σ}s\left(x\right)}\exp (-\frac{a^2}{2{\mathrm{\σ}}^{2}s\left(x\right)})dx\]-P_1\}\×\{\underset{0}{\overset{{\mathrm{\Φ}}_0}{\∫}}\[\frac{1}{\sqrt{2\mathrm{\π}}\left(\ln \mathrm{\Φ}\right)s}\exp \frac{\[{\mathrm{lnm}}_{\mathrm{\Φ}}-\ln s-\frac{1}{2}\ln (1+\frac{{{\mathrm{\σ}}_{\mathrm{\Φ}}}^2}{{m_{\mathrm{\Φ}}}^2})\]}{2\ln (1+\frac{{{\mathrm{\σ}}_{\mathrm{\Φ}}}^2}{{m_{\mathrm{\Φ}}}^2})}\]ds-P_2\}$

其中，

${\mathrm{\ψ}}_1=\{\exp \[-\underset{0}{\overset{t}{\∫}}\frac{1}{\mathrm{\π}}\frac{\mathrm{\σ}v\left(x\right)}{\mathrm{\σ}s\left(x\right)}\exp (-\frac{a^2}{2{\mathrm{\σ}}^{2}s\left(x\right)})dx\]-P_1\},{\mathrm{\ψ}}_2=\{\underset{0}{\overset{{\mathrm{\Φ}}_0}{\∫}}\[\frac{1}{\sqrt{2\mathrm{\π}}\left(\ln \mathrm{\Φ}\right)s}\exp \frac{\[{\mathrm{lnm}}_{\mathrm{\Φ}}-\ln s-\frac{1}{2}\ln (1+\frac{{{\mathrm{\σ}}_{\mathrm{\Φ}}}^2}{{m_{\mathrm{\Φ}}}^2})\]}{2\ln (1+\frac{{{\mathrm{\σ}}_{\mathrm{\Φ}}}^2}{{m_{\mathrm{\Φ}}}^2})}\]ds-P_2\}$

若ψ₁、ψ₂均大于0，钢桁梁斜拉桥主塔墩顶钢梁结构模型满足设计要求，评估合格；若仅满足ψ₁大于0，则对P₂进行调整后重新评估；其余情况，需重新进行钢桁梁斜拉桥主塔墩顶钢梁结构设计；

其中，0≤t≤T,a为设定的层间位移角界限值，Φ₀为设定的累积损伤指数界限值，层间位移角界限值a和累积损伤指数界限值Φ₀根据地震类型确定；σv(x)为速度标准差，σs(x)为位移标准差，σ²s(x)为位移方差，m_Φ为累积损伤指数的均值，σ_Φ ²为累积损伤指数的标准差，P₁为设定的第一标准可靠度，P₂为设定的第二标准可靠度；

所述P₁、P₂的设定范围为90％～99.9％，P₁值根据结构的用途提前确定，P₂值可根据其初始值P′₂在范围内进行自适应调整，具体调整方式为：

当评估合格时，P₂＝P′₂；

当评估不合格且满足ψ₁大于0时，P₂＝P_2min。

在此实施例中：采用双重动力可靠度计算方法构建钢桁梁斜拉桥主塔墩顶钢梁结构，以对结构进行定量控制设计，并按照评估合格的钢桁梁斜拉桥主塔墩顶钢梁结构模型进行架设，从而保证并提高架设完后的钢桁梁斜拉桥主塔墩顶钢梁结构的抗震强度；精简了钢桁梁斜拉桥主塔墩顶钢梁结构的双重动力可靠度计算，提高了设计的速度；引入温度修正系数、施工因子和环境因子，进行损伤指数Φ的计算，提高了对结构进行定量控制设计的精度；在满足结构安全的前提下，P₂值可根据其初始值在范围内进行自适应调整，能够大大提高效率，节约成本；在发生地震后，对钢桁梁斜拉桥主塔墩顶钢梁结构双重可靠度进行重新评估，能够极大减少安全隐患，大大提高结构安全性；第一标准可靠度的取值为98％，设计速度比现有技术提高了30％，安全性比现有技术提高了40％。

最后应当说明的是，以上实施例仅用以说明本发明的技术方案，而非对本发明保护范围的限制，尽管参照较佳实施例对本发明作了详细地说明，本领域的普通技术人员应当理解，可以对本发明的技术方案进行修改或者等同替换，而不脱离本发明技术方案的实质和范围。

Claims (2)

1.钢桁梁斜拉桥主塔墩顶钢梁架设方法，其特征是，包括以下步骤：

(1)通过计算机辅助设计初步构建钢桁梁斜拉桥主塔墩顶钢梁结构模型，并确定钢桁梁斜拉桥主塔墩顶钢梁结构模型的主要构件；

(2)根据当地抗震设防烈度、抗震设计分组及钢桁梁斜拉桥主塔墩顶钢梁结构所属场地类别，构建钢桁梁斜拉桥主塔墩顶钢梁结构模型的随机地震动模型，生成对应所述主要构件的位移和速度的功率谱密度函数；

(3)根据所述主要构件的位移和速度的功率谱密度函数计算得到相应的位移功率谱密度和速度功率谱密度，对所述位移功率谱密度和速度功率谱密度进行积分计算，得到对应主要构件的位移方差和速度方差；

(4)在标准温度W₀下对所述主要构件进行试验研究得出其性能参数，根据所述性能参数构建钢桁梁斜拉桥主塔墩顶钢梁结构的损伤模型，计算损伤指数Φ，考虑当地平均温度W对主要构件性能参数的影响，引入温度修正系数δ,当W>W₀时，温度修正系数当W≤W₀时，温度修正系数另外考虑到具体施工情况、当地自然环境会对构件性能参数产生较大影响，进而影响到损伤指数Φ，引入施工因子和环境因子，均介于0到1之间，以各自权重a、b、c影响损伤指数Φ，损伤指数Φ的计算公式为：

$\mathrm{\Φ}=(1-\mathrm{\η})\frac{S_m}{S_j}(\mathrm{\δ}a+{\mathrm{\δ}}_{1}b+{\mathrm{\δ}}_{2}c)+\mathrm{\η}\frac{E\left(T\right)}{{\mathrm{QS}}_j}$

其中，η为能量耗散因子，S_j为极限位移，Q为屈服荷载，T为地震动强度超过50％峰值的震动时刻，S_m为主要构件在[0，T]时段内的最大位移，E(T)为主要构件在[0，T]时段内的累积滞变耗能；

(5)通过MATLAB对钢桁梁斜拉桥主塔墩顶钢梁结构模型进行双重动力可靠度评估，如果评估合格，则可按照钢桁梁斜拉桥主塔墩顶钢梁结构模型进行架设，如果评估不合格，可能会造成相应的安全隐患，则需要进行重新设计。

2.根据权利要求1所述的钢桁梁斜拉桥主塔墩顶钢梁架设方法，其特征是，通过MATLAB对钢桁梁斜拉桥主塔墩顶钢梁结构模型进行双重动力可靠度评估时，设置评估系数ψ，其中评估系数ψ的计算公式为：

$\begin{array}{c}\mathrm{\ψ}={\mathrm{\ψ}}_1{\mathrm{\ψ}}_2\\ =\left\{\exp \[-\underset{0}{\overset{t}{\∫}}\frac{1}{\mathrm{\π}}\frac{\mathrm{\σ}v\left(x\right)}{\mathrm{\σ}s\left(x\right)}\exp \left(-\frac{a^2}{2{\mathrm{\σ}}^{2}s\left(x\right)}\right)dx\]-P_1\right\}\×\left\{\underset{0}{\overset{{\mathrm{\Φ}}_0}{\∫}}\[\frac{1}{\sqrt{2\mathrm{\π}}\left(\ln \mathrm{\Φ}\right)s}\exp \frac{\[\ln m_{\mathrm{\Φ}}-\ln s-\frac{1}{2}\ln \left(1+\frac{{{\mathrm{\σ}}_{\mathrm{\Φ}}}^2}{{m_{\mathrm{\Φ}}}^2}\right)}{2\ln \left(1+\frac{{{\mathrm{\σ}}_{\mathrm{\Φ}}}^2}{{m_{\mathrm{\Φ}}}^2}\right)}\]ds-P_2\right\}\end{array}$

其中，

${\mathrm{\Ψ}}_1=\left\{\exp \[-\underset{0}{\overset{t}{\∫}}\frac{1}{\mathrm{\π}}\frac{\mathrm{\σ}v\left(x\right)}{\mathrm{\σ}s\left(x\right)}\exp \left(-\frac{a^2}{2{\mathrm{\σ}}^{2}s\left(x\right)}\right)dx\]-P_1\right\},{\mathrm{\Ψ}}_2=\left\{\underset{0}{\overset{{\mathrm{\Φ}}_0}{\∫}}\[\frac{1}{\sqrt{2\mathrm{\π}}\left(\ln \mathrm{\Φ}\right)s}\exp \frac{\[\ln m_{\mathrm{\Φ}}-\ln s-\frac{1}{2}\ln \left(1+\frac{{{\mathrm{\σ}}_{\mathrm{\Φ}}}^2}{{m_{\mathrm{\Φ}}}^2}\right)}{2\ln \left(1+\frac{{{\mathrm{\σ}}_{\mathrm{\Φ}}}^2}{{m_{\mathrm{\Φ}}}^2}\right)}\]ds-P_2\right\}$

若ψ₁、ψ₂均大于0，钢桁梁斜拉桥主塔墩顶钢梁结构模型满足设计要求，评估合格；若仅满足ψ₁大于0，则对P₂进行调整后重新评估；其余情况，需重新进行钢桁梁斜拉桥主塔墩顶钢梁结构设计；

其中，0≤t≤T,a为设定的层间位移角界限值，Φ₀为设定的累积损伤指数界限值，层间位移角界限值a和累积损伤指数界限值Φ₀根据地震类型确定；σv(x)为速度标准差，σs(x)为位移标准差，σ²s(x)为位移方差，m_Φ为累积损伤指数的均值，σ_Φ ²为累积损伤指数的标准差，P₁为设定的第一标准可靠度，P₂为设定的第二标准可靠度；

所述P₁、P₂的设定范围为90％～99.9％，P₁值根据结构的用途提前确定，P₂值可根据其初始值P′₂在范围内进行自适应调整，具体调整方式为：

当评估合格时，P₂＝P′₂；

当评估不合格且满足ψ₁大于0时，P₂＝P_2min。