雷虎軍，李書斌，黃炳坤

（福建工程學(xué)院 土木工程學(xué)院，福建 福州 350118）

引言

斜拉橋剛度大、跨越能力強(qiáng)、造型美觀，是大跨鐵路橋梁的首選。截止到2021年12月，我國高速鐵路運(yùn)營里程已突破4萬km，其中大跨斜拉橋得到了廣泛應(yīng)用。研究表明，地震在威脅高速鐵路橋梁安全［1－2］的同時(shí)，還會(huì)誘發(fā)顯著的行車安全問題［3－4］。因此，如何確保地震時(shí)大跨鐵路斜拉橋的行車安全，是該類橋型應(yīng)用中面臨的一大難題。

針對(duì)該問題，目前主要的解決思路是將地震作為外部激勵(lì)，采用車橋耦合振動(dòng)理論進(jìn)行仿真計(jì)算，以此來評(píng)估地震時(shí)橋上列車的行車安全性。韓艷等［5］將27個(gè)自由度的多剛體車輛模型與模態(tài)綜合法建立的橋梁模型耦合，求解了某斜拉橋在地震作用下的車橋耦合振動(dòng)響應(yīng)；熊建珍等［6］針對(duì)天興洲長江大橋主橋，采用自編的地震－車－橋分析程序分別研究了貨車、中速旅客列車和高速旅客列車過橋時(shí)的行車安全性。在上述研究中，地震動(dòng)輸入全部采用一致激勵(lì)。然而，對(duì)于大跨斜拉橋，不同支撐點(diǎn)的場地差異可能較大，地震動(dòng)的空間變異性不容忽視。張楠等［7］采用大質(zhì)量法在車橋系統(tǒng)中實(shí)現(xiàn)了非一致地震激勵(lì)的輸入，研究了不同地震動(dòng)強(qiáng)度下高速列車通過某鋼桁梁斜拉橋時(shí)的行車安全性；范晨陽等［8］以千米級(jí)大跨度公鐵兩用斜拉橋?yàn)槔芯苛诵胁ê拖喔尚?yīng)對(duì)橋梁的影響，結(jié)果表明一致激勵(lì)法會(huì)低估結(jié)構(gòu)的地震響應(yīng)。然而，目前關(guān)于地震動(dòng)空間變異性對(duì)大跨鐵路斜拉橋車橋系統(tǒng)動(dòng)力響應(yīng)影響的研究還十分有限，其影響規(guī)律還未達(dá)成共識(shí)。

文中基于功率譜密度函數(shù)矩陣合成空間相關(guān)的多點(diǎn)地震動(dòng)，并利用MATLAB編制合成程序。在此基礎(chǔ)上，以某主跨432 m的大跨高速鐵路鋼桁梁斜拉橋?yàn)槔?，系統(tǒng)研究了地震動(dòng)空間變異性中行波效應(yīng)、場地效應(yīng)和失相干效應(yīng)對(duì)該高速鐵路斜拉橋車橋系統(tǒng)動(dòng)力響應(yīng)的影響，研究結(jié)論可為同類大跨高速鐵路斜拉橋的設(shè)計(jì)提供參考。

1 空間相關(guān)地震動(dòng)的合成與驗(yàn)證

Hao等［9］首先基于隨機(jī)過程理論，提出了空間相關(guān)地震動(dòng)的合成思路。文中在此基礎(chǔ)上，充分考慮不同支撐點(diǎn)的場地差異，基于譜方法合成空間相關(guān)的多點(diǎn)地震動(dòng)，并利用MATLAB編制合成程序。

1.1 空間相關(guān)地震動(dòng)的合成

根據(jù)隨機(jī)振動(dòng)理論，空間任意點(diǎn)間的相關(guān)性可通過互功率譜和自功率譜來表達(dá)。因此，橋梁各支撐點(diǎn)間的相關(guān)性可統(tǒng)一用功率譜密度函數(shù)矩陣表示為：

式中：n為支撐點(diǎn)數(shù)；Skk(iω)為k點(diǎn)的自功率譜密度函數(shù)；Skl(iω)為k點(diǎn)和l點(diǎn)的互功率譜密度函數(shù)。

自功率譜密度函數(shù)采用Clough－Penzien模型［10］，如式（2）所示：

式中：ωg、ξg、ωf和ξf為場地土參數(shù)；S0為譜強(qiáng)度因子。根據(jù)參考文獻(xiàn)［11］可得不同場地、不同地震動(dòng)強(qiáng)度下的場地土參數(shù)和譜強(qiáng)度因子。

空間任意兩點(diǎn)k和l的互功率譜密度函數(shù)Skl(iω)可按式（3）計(jì)算：

式中：Sk(ω)和Sl(ω)分別為兩點(diǎn)的自功率譜密度函數(shù)，表征不同點(diǎn)之間的場地效應(yīng)；ρkl(ω,d)為相干函數(shù)，表征不同點(diǎn)的相干效應(yīng)；exp( -iωdkl/va(ω))反應(yīng)了地震波的行波效應(yīng)，dkl為兩點(diǎn)之間的距離；va(ω)表示視波速。相干函數(shù)模型可采用屈鐵軍模型［12］：

式中：α(ω)=α1ω2+α2，b(ω)=b1ω2+b2，α1=0.167 8×104，α2=0.121 9×102，b1=-0.005 5，b2=0.767 4。

根據(jù)式（1）～式（4）和場地土參數(shù)即可組集功率譜密度函數(shù)矩陣，在此基礎(chǔ)上可將功率譜密度函數(shù)矩陣進(jìn)行Cholesky分解：

此時(shí)，不同支點(diǎn)k，l間ωk頻率分量的幅值和相位角分別為：

采用三角函數(shù)疊加法，將強(qiáng)度包絡(luò)函數(shù)與雙求和余弦函數(shù)相乘即可得到不同點(diǎn)的非平穩(wěn)地震動(dòng)加速度時(shí)程：

式中：j=1～T，T=3n表示地震波的總條數(shù)；M為頻率離散點(diǎn)個(gè)數(shù)；ψmk為[ 0,2π]上相互獨(dú)立的隨機(jī)相位角；fj(t)為強(qiáng)度包絡(luò)函數(shù)，可參考文獻(xiàn)［13］進(jìn)行取值。

在此基礎(chǔ)上，對(duì)生成的加速度時(shí)程進(jìn)行校正并逐步積分即可得到不同點(diǎn)的速度時(shí)程和位移時(shí)程。

1.2 合成實(shí)例及驗(yàn)證

根據(jù)上述方法，采用MATLAB編制了合成程序。以后續(xù)大跨高速鐵路斜拉橋的場地條件為例，生成空間相關(guān)的多點(diǎn)地震動(dòng)，假設(shè)地震波從左往右傳播，依次標(biāo)記為支點(diǎn)1～支點(diǎn)6。以3.1節(jié)表1中工況4為例，圖1給出了生成的加速度時(shí)程，圖2對(duì)比了各點(diǎn)失相干損失與經(jīng)驗(yàn)函數(shù)失相干損失。由圖2可得，相關(guān)函數(shù)擬合程度均較好，驗(yàn)證了文中所編程序的正確性。

圖1 加速度曲線Fig.1 Acceleration curve

圖2 人工模擬地震波失相干損失與經(jīng)驗(yàn)函數(shù)對(duì)比圖Fig.2 Incoherency loss comparison between simulated ground motions and empirical function

2 地震激勵(lì)下車－軌－橋耦合振動(dòng)模型

非一致地震激勵(lì)下的車－軌－橋耦合振動(dòng)模型主要包含車輛模型、軌道模型和橋梁模型。其中，車輛由車體、轉(zhuǎn)向架和輪對(duì)共7個(gè)剛體構(gòu)成，每個(gè)剛體考慮橫移、沉浮、側(cè)滾、點(diǎn)頭和搖頭5個(gè)自由度，每輛車35個(gè)自由度；軌道模型采用有砟軌道模型，由鋼軌、軌枕和道床組成；橋梁模型采用桿系單元模擬。根據(jù)上述模型，分別采用D′Alembert原理、解析法和有限單元法等即可推導(dǎo)地震激勵(lì)下車－軌－橋耦合系統(tǒng)的運(yùn)動(dòng)方程：

式中：下標(biāo)v、t、b分別代表列車、軌道和橋梁子系統(tǒng)；M、C、K分別表示質(zhì)量、阻尼和剛度矩陣；u分別表示位移、速度和加速度列向量；Ptv和Pvt表示車輛與軌道間的輪軌相互作用力，由輪軌關(guān)系模型確定，文中采用新型輪軌關(guān)系假設(shè)、允許輪軌瞬時(shí)脫離［14］；Pbt和Ptb表示軌道與橋梁間的橋軌相互作用力，由橋軌關(guān)系模型確定；Pgt和Pgb表示地基作用于左右側(cè)路基支撐點(diǎn)和橋梁的地震力，由地震力邊界確定，文中采用非一致激勵(lì)模式輸入地震力。

基于上述模型，文獻(xiàn)［15］詳細(xì)推導(dǎo)了各個(gè)方程的具體表達(dá)式。在此基礎(chǔ)上，采用Fortran 95編制了TTBSAS程序用于非一致地震激勵(lì)下的車－軌－橋系統(tǒng)耦合振動(dòng)仿真計(jì)算，并進(jìn)行了有效性驗(yàn)證。

3 數(shù)值計(jì)算與結(jié)果分析

3.1 計(jì)算參數(shù)

以某主跨432 m的雙塔雙索面半漂浮體系鋼桁梁鐵路斜拉橋?yàn)槔M(jìn)行仿真計(jì)算，跨徑布置為（81+135+432+135+81）m，設(shè)計(jì)車速為250 km/h，結(jié)構(gòu)總體布置見圖3所示。主桁為N形平行弦鋼桁梁，桁距18 m、桁高14 m、節(jié)間長13.5 m；橋面為正交異性鋼橋面板；橋塔為H型橋塔；斜拉索采用φ7鍍鋅鋼絲，標(biāo)準(zhǔn)強(qiáng)度為1 670 MPa，彈性模量為1.95 GPa，每側(cè)橋塔按扇形布置28對(duì)。主梁與橋塔、輔助墩、邊墩、橋臺(tái)采用球形支座連接。文中采用梁格模型進(jìn)行仿真計(jì)算。其中，鋼橋面板通過梁格法簡化，橫向采用單主梁，順橋向的橫梁布置與實(shí)橋一致，簡化方法參考文獻(xiàn)［16］。

圖3 主跨432 m鐵路斜拉橋（單位：m）Fig.3 Railway cable-stayed bridge with main span of 432 m（Unit：m）

為驗(yàn)證梁格模型的正確性，另外建立了板梁組合模型作為對(duì)比。在板梁組合模型中，鋼橋面板采用板單元模擬，其他部分與梁格模型完全一致。利用Midas Civil 2019分別建立上述2種模型，首先對(duì)比恒載作用下2種模型主桁的豎向位移和斜拉索索力。恒載作用包括結(jié)構(gòu)自重、二期恒載以及配重，二期恒載為192.8 kN/m。左半幅結(jié)構(gòu)的主梁分為32個(gè)節(jié)段，主桁下弦桿節(jié)點(diǎn)從左往右記為E0～E32，斜拉索從左往右編號(hào)為BS14～BS1以及ZS1～ZS14，恒載作用下2種模型的主桁豎向位移和斜拉索索力對(duì)比分別見圖4和圖5。

圖4 主桁豎向位移對(duì)比Fig.4 Comparison of vertical displacement of main truss

圖5 斜拉索索力對(duì)比Fig.5 Comparison of cable forces of cable-stayed cables

由圖4和圖5可見：（1）恒載作用下2種模型的豎向位移曲線基本吻合，且梁格模型的跨中位移最大值比板梁組合模型略大，梁格模型的最大值為87.8 mm，板梁組合模型為85.3 mm；（2）恒載作用下，2種模型的索力分布一致，最大偏差為6.5%，出現(xiàn)在ZS6處。由此可見，梁格模型與板梁組合模型的質(zhì)量和剛度分布較為接近，在此基礎(chǔ)上進(jìn)一步對(duì)比2種模型的自振特性，見表1所示。

表1 振型特征對(duì)比Table 1 Comparison of vibration mode characteristics

從表1可見，梁格模型和板梁組合模型的前6階振型完全一致，且自振頻率均較為接近，最大相差1.8%。由此可驗(yàn)證文中所建立的梁格模型的正確性，將其導(dǎo)入TTBSAS程序即可得到車橋耦合振動(dòng)分析的橋梁模型。

該橋所在場地按8度設(shè)防，文中共設(shè)置10種地震分析工況，見表2所示。其中：工況1為無震；工況2為地震一致激勵(lì)，場地類型為Ⅰ類；工況3～6僅考慮行波效應(yīng)；工況7～10綜合考慮局部場地效應(yīng)、行波效應(yīng)及相干損失。利用編制的合成程序生成工況1～工況10的地震波時(shí)程，將其輸入TTBSAS程序即可進(jìn)行地震作用下的車橋耦合振動(dòng)仿真計(jì)算。計(jì)算中，列車采用我國的高速列車模型，假設(shè)地震從左往右傳播，地震發(fā)生時(shí)刻與列車上橋時(shí)刻相同并同時(shí)輸入橫向和豎向地震波，列車過橋車速為250 km/h，時(shí)域積分步長取0.1 ms。

表2 地震工況Table 2 Earthquake conditions

3.2 行波效應(yīng)的影響

首先研究行波效應(yīng)對(duì)大跨鐵路斜拉橋車橋系統(tǒng)動(dòng)力響應(yīng)的影響。分別考察工況2～6（行波速度分別為無窮大、250、500、1 000、1 500 m/s）車橋系統(tǒng)的動(dòng)力響應(yīng)，圖6對(duì)比了不同工況下斜拉橋跨中的橫向位移時(shí)程及歸一化功率譜。

圖6 不同行波波速下跨中橫向位移對(duì)比Fig.6 Comparison of mid-span transverse displacement under different traveling wave velocities

由圖6可得：（1）考慮行波效應(yīng)后斜拉橋的橫向位移出現(xiàn)了明顯的滯后現(xiàn)象。行波速度為250 m/s時(shí)的橫向位移時(shí)程相比其它波速更平緩，而行波速度為500、1 000、1 500 m/s時(shí)的橫向位移時(shí)程波形相似，但幅值有差異；（2）考慮行波效應(yīng)后，行波速度為500、1 000、1 500 m/s時(shí)的功率譜密度函數(shù)與一致激勵(lì)相似，有2個(gè)峰值點(diǎn)，分別在0.115、0.346 Hz處，而行波速度為250 m/s時(shí)僅在0.115 Hz處有1個(gè)峰值點(diǎn)；（3）隨著行波速度的增大，橫向位移的波形和功率譜越接近一致激勵(lì)。不同行波速度下車橋耦合系統(tǒng)的動(dòng)力響應(yīng)幅值對(duì)比見表3所示。

表3 不同行波速度下車橋耦合系統(tǒng)的動(dòng)力響應(yīng)幅值對(duì)比Table 3 Comparison of dynamic response amplitudes of train-bridge system with different traveling wave velocities

由表3可得：（1）在行波速度為500 m/s時(shí)橋梁的豎向位移最大，而橋梁的橫向位移隨行波速度的增大而增大；（2）當(dāng)行波速度為250 m/s時(shí)，列車的各項(xiàng)動(dòng)力響應(yīng)幅值最大，且行車安全性指標(biāo)隨行波速度的增大而減小。由此可見，行波效應(yīng)對(duì)大跨鐵路斜拉橋車橋耦合系統(tǒng)動(dòng)力響應(yīng)的影響很大，不考慮行波效應(yīng)會(huì)高估橋上列車的行車安全性。

3.3 場地效應(yīng)的影響

對(duì)比工況7～10，考察場地效應(yīng)的影響。圖7對(duì)比了不同場地類型下斜拉橋跨中的橫向位移時(shí)程以及橫向位移的歸一化功率譜。

圖7 不同場地類型下跨中橫向位移對(duì)比Fig.7 Comparison of mid-span lateral displacement in different fields

由圖7可得：（1）隨著斜拉橋橋塔所處的場地類型由I類變化至IV類，橋塔場地越松軟，斜拉橋跨中橫向位移峰值會(huì)急劇增大；（2）當(dāng)斜拉橋位于不同場地時(shí)，其跨中橫向位移的功率譜峰值頻率一致，但隨著場地變得松軟，其功率譜峰值會(huì)增大，尤其是I類與II、III、IV類場地相差較大。由此可見，場地效應(yīng)會(huì)顯著影響斜拉橋的橫向位移響應(yīng)。進(jìn)一步考察不同場地類型下車橋耦合系統(tǒng)的動(dòng)力響應(yīng)幅值，見表4所示。

表4 不同場地類型下車橋系統(tǒng)動(dòng)力響應(yīng)幅值對(duì)比Table 4 Comparison of dynamic response amplitudes of train-bridge system in different fields

由表4可得：（1）對(duì)于橋梁子系統(tǒng)，其豎向位移和橫向位移幅值均隨場地類型的增加明顯增大，當(dāng)場地類型由I類變化至II類時(shí)位移和加速度響應(yīng)的增幅最大；（2）對(duì)于車輛子系統(tǒng)，各項(xiàng)動(dòng)力響應(yīng)幅值均隨場地類型的增加有增大的趨勢。由此可見，場地效應(yīng)對(duì)大跨高速鐵路鋼桁梁斜拉橋的車橋耦合振動(dòng)響應(yīng)有明顯影響，不考慮場地效應(yīng)會(huì)低估列車的行車安全性指標(biāo)。

3.4 失相干效應(yīng)的影響

為研究失相干效應(yīng)對(duì)大跨高速鐵路斜拉橋車橋耦合振動(dòng)響應(yīng)的影響，對(duì)比工況4（不考慮失相干損失）和工況7（考慮失相干損失）下的車橋耦合響應(yīng)，圖8對(duì)比了是否考慮失相干效應(yīng)時(shí)斜拉橋跨中的橫向位移時(shí)程及歸一化功率譜。

圖8 失相干效應(yīng)影響對(duì)比Fig.8 Comparison of the influence of de-coherence effect

由圖8可得：（1）考慮失相干效應(yīng)后斜拉橋跨中的橫向位移峰值比不考慮時(shí)??；（2）不考慮失相干效應(yīng)時(shí)，斜拉橋跨中橫向位移的功率譜密度函數(shù)有2個(gè)峰值點(diǎn)，分別位于0.115、0.346 Hz處，而考慮失相干效應(yīng)后僅在0.346 Hz處有一個(gè)峰值點(diǎn)。這是由于失相干效應(yīng)改變了地震的激振頻率，其動(dòng)力響應(yīng)幅值對(duì)比見表5所示，表中誤差指相對(duì)誤差。

表5 失相干效應(yīng)對(duì)車橋系統(tǒng)動(dòng)力響應(yīng)幅值的影響Table 5 De-coherence effect on dynamic response amplitude of train－bridge system

由表5可得：（1）考慮失相干效應(yīng)后，橋梁的動(dòng)力響應(yīng)幅值均減小，其中橋梁的豎向位移和橫向位移減幅分別達(dá)8.9%和31%；（2）對(duì)于車輛子系統(tǒng)，考慮失相干效應(yīng)后，列車的3項(xiàng)行車安全性指標(biāo)分別減小了2.4%、4.1%和4.3%，車體的豎、橫向加速度分別減小了40.8%和40.2%。由此可見，對(duì)于文中所研究的大跨度斜拉橋，考慮失相干效應(yīng)會(huì)降低耦合系統(tǒng)的動(dòng)力響應(yīng)幅值。

3.5 完全空間變異性的影響

綜合對(duì)比工況2和工況7，考察地震動(dòng)完全空間變異性對(duì)大跨高速鐵路斜拉橋車橋系統(tǒng)動(dòng)力響應(yīng)的影響。圖9對(duì)比了2種工況下斜拉橋跨中的橫向位移、橫向加速度和車體質(zhì)心橫向加速度的時(shí)程。

圖9 2種工況下斜拉橋車橋系統(tǒng)動(dòng)力響應(yīng)對(duì)比Fig.9 Comparison of dynamic response of train-bridge system of cable-stayed bridge under two working conditions

由圖9可得：（1）考慮地震動(dòng)的完全空間變異性后，斜拉橋跨中的橫向位移幅值、橫向加速度幅值比一致激勵(lì)工況??；（2）非一致地震激勵(lì)下車體質(zhì)心的橫向加速度幅值比一致激勵(lì)下略大，且波形變化也較大；（3）采用同樣的方法，對(duì)上述橋梁橫向位移、橫向加速度和車體加速度進(jìn)行頻譜分析可以發(fā)現(xiàn)：地震動(dòng)空間變異性對(duì)車橋耦合系統(tǒng)動(dòng)力響應(yīng)的頻譜分布有較大影響。

分析原因可知，文中所研究的大跨斜拉橋?yàn)閷?duì)稱結(jié)構(gòu)，當(dāng)?shù)卣鹧貦M橋向按一致激勵(lì)模式輸入時(shí)，相當(dāng)于對(duì)稱加載，而按非一致激勵(lì)模式輸入時(shí)，屬非對(duì)稱加載。對(duì)于橋梁的位移和加速度響應(yīng)，對(duì)稱荷載作用于對(duì)稱結(jié)構(gòu)的響應(yīng)比非對(duì)稱荷載作用下大。其次，考慮地震完全空間變異性后，非一致激勵(lì)地震在傳播過程中會(huì)發(fā)生強(qiáng)度衰減，而一致激勵(lì)下各個(gè)支撐點(diǎn)輸入的地震動(dòng)完全相同，也會(huì)使一致激勵(lì)工況的橋梁響應(yīng)大于非一致激勵(lì)工況。而對(duì)于車體的加速度響應(yīng)，受輪軌作用力的影響較大。進(jìn)一步對(duì)比非一致激勵(lì)工況與一致激勵(lì)工況下車橋系統(tǒng)的動(dòng)力響應(yīng)幅值，見表6所示。

表6 不同工況下車橋系統(tǒng)動(dòng)力響應(yīng)幅值對(duì)比Table 6 Comparison of dynamic response amplitudes of train-bridge system under different working conditions

由表6可得：（1）對(duì)于文中所研究的大跨鐵路斜拉橋，考慮地震動(dòng)的完全空間變異性后，非一致激勵(lì)工況下橋梁的豎向動(dòng)力響應(yīng)增大，而橫向動(dòng)力響應(yīng)均減小。其中，橫向位移和橫向加速度減幅分別為34.4%和27.0%；（2）地震動(dòng)空間變異性會(huì)增大列車的行車安全性指標(biāo)，其中：非一致激勵(lì)工況相比一致激勵(lì)工況的脫軌系數(shù)、輪重減載率和輪軸橫向力分別增大了13.4%、13.9%和8.3%；（3）地震動(dòng)空間變異性會(huì)大大降低車輛的豎向和橫向加速度幅值，對(duì)于文中的計(jì)算條件，降幅分別達(dá)42.1%和40.9%。由此可見，地震動(dòng)空間變異性對(duì)大跨高速鐵路斜拉橋車橋系統(tǒng)的動(dòng)力響應(yīng)影響顯著，且影響因素復(fù)雜。因此，在進(jìn)行仿真計(jì)算時(shí)，需綜合考慮各方面的影響因素，建議采用完全非一致地震輸入模式。

4 結(jié)論

（1）行波效應(yīng)對(duì)大跨高速鐵路鋼桁梁斜拉橋車橋系統(tǒng)的動(dòng)力響應(yīng)影響顯著。對(duì)于文中的計(jì)算條件，橋梁的橫向位移隨行波速度的增大而增大，而列車行車安全性指標(biāo)隨行波速度的增大而減小，當(dāng)研究橋上列車的行車安全性時(shí)，其最不利行波速度為250 m/s。

（2）場地效應(yīng)會(huì)顯著影響大跨高速鐵路鋼桁梁斜拉橋車橋系統(tǒng)的動(dòng)力響應(yīng)。對(duì)于文中的計(jì)算條件，橋梁的豎向位移、橫向位移以及列車的行車安全性指標(biāo)均隨橋塔場地類型的增加急劇增大，IV類場地相比I類場地的脫軌系數(shù)、輪重減載率和輪軸橫向力分別增加了9.5%、10.3%和13.4%。

（3）失相干效應(yīng)會(huì)降低大跨高速鐵路鋼桁梁斜拉橋車橋系統(tǒng)的動(dòng)力響應(yīng)，且失相干效應(yīng)對(duì)車體質(zhì)心加速度的影響最大。考慮失相干效應(yīng)后列車的脫軌系數(shù)、輪重減載率、輪軸橫向力分別減小了2.4%、4.1%和4.3%，而車體質(zhì)心的豎、橫向加速度分別減小了40.8%和40.2%。

（4）地震動(dòng)完全空間變異性對(duì)大跨高速鐵路鋼桁梁斜拉橋車橋系統(tǒng)動(dòng)力響應(yīng)的影響規(guī)律復(fù)雜。其中，列車的行車安全性指標(biāo)會(huì)增大，而車體的質(zhì)心加速度會(huì)大大降低，列車的脫軌系數(shù)、輪重減載率和輪軸橫向力分別增大了13.4%、13.9%和8.3%。建議在進(jìn)行大跨斜拉橋的車橋耦合振動(dòng)仿真計(jì)算時(shí)采用完全非一致模式輸入地震激勵(lì)。