基于車橋耦合振動分析的大跨徑曲弦桁梁橋加固方案評價研究

王 艷， 劉 哲， 周瑞嬌， 陳 淮， 趙志有

(1. 鄭州大學 土木工程學院，鄭州 450001;2. 河南省交通運輸發展集團有限公司，鄭州 450016)

目前公路及城市橋梁加固設計及性能評價大多以靜力條件下的汽車沖擊系數來考慮車輛過橋時的動力放大效應；公路橋梁加固設計研究[1-3]大多也僅進行橋梁結構靜、動力特性分析，或再加入動載試驗來評價橋梁加固前后的承載能力。以上方法不能全面評估車輛過橋過程中車致振動各因素對橋梁加固效果的影響，不能準確反映橋梁實際工作性能，有可能導致橋梁加固后病害的反復出現、繼而不能達到預期的加固效果。

基于上述原因，國內外研究者們開始將車橋耦合振動分析引入到在役橋梁工作性能評估和加固改造中。陳寶春等[4]分析3座鋼管混凝土拱橋的行車舒適性，對比分析橋梁的活載撓度限值，指出靜活載下的撓度限值不能反映橋梁的實際振動和行人舒適性，建議在鋼管混凝土拱橋設計中采用橋梁振動速度、振動加速度等動力參數代替靜活載撓度限值來評價和控制鋼管混凝土拱橋的振動。武維宏等[5]以某上承式鋼管混凝土拱橋為研究對象，對該橋進行車橋耦合振動分析，引入振動加速度峰值和振動感覺指標VG對該橋進行行車舒適性評價。Salawu等[6]開展某多跨鋼筋混凝土梁橋加固前后的動載試驗，探討加固措施對橋梁動力響應的影響，通過測試橋面加速度響應來評估橋梁結構的狀態。Nguyen等[7]為評估采用高性能碳纖維加固混凝土梁橋的正常使用極限狀態，建立該橋的有限元模型，開展非線性車橋耦合振動分析。Miymoto等[8]基于公交車振動檢測數據提出1種中小跨徑預應力(鋼筋)混凝土橋梁的狀態評估方法，將采用安裝在公交車上的加速度傳感器測得的車輛振動響應作為評估橋梁狀態的主要依據，采用子結構方法分析該方法的靈敏度。

目前現有的車橋耦合振動分析方法大多基于車輪與橋面密貼[9-11]假定，車輛發生跳車時不能完全描述車輪跳起過程，而在役橋梁路面狀況大多較差，車輛通過橋梁時易發生車輪跳起現象，現有方法在進行易發生跳車現象的在役橋梁動力響應分析時受限，因此開展待加固橋梁車橋耦合振動分析時宜采用可以考慮跳車脫空時段影響的車橋耦合振動分析方法。

目前我國公路及城市橋梁規范缺乏橋梁動力性能評估的動力指標體系，而且在以往的研究中，用于公路及城市橋梁的動力性能及舒適性評價指標很多，但其適用性尚未取得共識，在進行在役橋梁加固方案評價時，沒有相應規范標準可遵循。

因此，本文以122 m跨徑曲弦桁梁橋為工程背景，采用考慮跳車脫空時段的車橋耦合振動分析方法[12]進行在役橋梁及其加固方案的車橋耦合振動分析及橋梁加固方案評價，給出公路及城市橋梁動力性能、舒適性評價指標及使用建議，研究成果可為類似在役橋梁加固設計提供參考。

1 車橋耦合分析方法

考慮跳車脫空時段的汽車-橋梁耦合振動分析方法突破傳統車輪與橋面密貼假定，實現了空間車輛或車隊模型通過橋梁時發生跳車脫空過程的數值模擬分析。該方法借助有限元程序ANSYS接觸單元和瞬態分析功能，可考慮空間車輛或車隊的各個車輪與橋面接觸、部分脫空、全部脫空等不同情況下的運動狀態，并實現車輪與橋面接觸、脫空等不同運動狀態和過程的自動轉換分析求解，有助于減少各種空間車輛模型和車隊及復雜橋型分析時的編程工作量，高效快捷實現車橋耦合振動分析。

1.1 車橋耦合模型

車橋耦合振動分析模型中的橋梁和車輛模型以結構初始位置為坐標原點，在有限元程序ANSYS統一環境下建模，根據橋梁實際結構特點，選擇合適的單元建立橋梁空間三維有限元模型。空間車輛模型采用彈簧-阻尼-質量系統，車輛模型中的一系和二系彈簧、阻尼采用彈簧單元Combin14模擬，車輪、懸架、車體質量采用集中質量單元Mass21模擬，車架采用剛性梁單元或MPC184單元模擬。汽車一系彈簧下端設置1個無質量的節點，被接觸單元定義為接觸面，與該節點直接接觸的橋面通過目標單元被定義為目標面，在接觸面與目標面之間建立接觸對，實現車輪與橋面梁(板)單元之間的接觸，接觸單元和目標單元通過1個接觸彈簧建立聯系，彈簧剛度為接觸剛度km，彈簧接觸力與接觸面侵入量成正比，比例系數為接觸剛度，接觸剛度km通過輸入接觸單元實常數(接觸剛度系數或接觸剛度值)實現，接觸剛度系數的取值，一般根據下覆單元材料(剛度)先估計1個缺省的接觸剛度系數值，對于彎曲為主的問題，接觸剛度系數通常在0.01～0.10，然后通過定義keyopt(10)=1或2，根據下覆單元應力，在每個分析時間步內自動實現接觸剛度的修正。將接觸單元的接觸面定義為標準接觸，即keyopt(12)=0，實現當接觸力為壓力時，車輪與橋面密貼，當接觸力為0時，則車輪與橋面發生脫空，兩者分離。通過給車輛模型上所有質量單元節點施加水平方向縱向位移，實現車體在橋梁上的移動。由于該模型通過接觸單元傳遞車橋相互作用力，所以車體可移動到梁(板)上任何非節點位置，車體每步不需移動到梁(板)節點位置，橋面單元劃分具有一定精度即可。

1.2 方法原理

將車輛模型中的車輪底節點作為獨立自由度建立多自由度車輛振動方程為

(1)

式中：[mv]，[cv]，[kv]為車輛的質量、阻尼、剛度矩陣；車輪底節點質量矩陣[mm]=0，其豎向位移向量為{zm}；第i個車輪的車輪剛度為ki、阻尼為ci，其對應下方獨立自由度節點豎向位移為zmi，與zmi接觸的橋面位移為uci=[R]{ub}，[R]為接觸點位移uc與橋梁節點位移列陣{ub}的轉換矩陣；kmi為第i個車輪與橋面的接觸剛度；{zv}為車體及車輪節點豎向自由度向量；{Gv}={GM,Gi}；車輪接觸力Fi=(zmi-uci)kmi。

將車輛振動方程與橋梁振動方程整理成車橋耦合系統振動方程為

(2)

在有限元程序ANSYS中車輪接觸力非零值的迭代計算，采用數學中擴展的拉格朗日算法對接觸力進行優化，即：首先通過實常數給定初始接觸剛度km、侵入容差[Δ]，由式(2)達到平衡條件，并計算對應侵入量Δ，若|Δ|>[Δ]，則修正接觸剛度km，通過增加接觸力和拉格朗日乘子之和的數值修正接觸剛度，然后重復迭代，直至滿足侵入容差為止。本文侵入容差系數定義為0.01，也可以根據結構下覆單元深度自行調整，同時設置接觸單元keyopt(10)=1或2，在每個荷載步內程序可自動修正接觸剛度系數。一般計算均能較快滿足收斂條件，并能得到較為理想的計算結果，迭代時間很短。

基于APDL二次開發平臺，編制程序實現考慮跳車脫空時段的車橋耦合振動整體時變系統分析，車橋耦合分析方法適用性和合理性的驗證詳見王艷的研究，方法的分析流程圖如圖1所示。

圖1 車橋耦合方法分析流程圖Fig.1 Analysis flowchart of vehicle-bridge coupled method

2 橋梁概況及有限元模型

2.1 橋梁概況

鄭州市北三環快速路彩虹橋為跨越鄭州北站——亞洲最大鐵路編組站的跨線橋，由4跨獨立的簡支鋼管混凝土曲弦桁梁橋組成，如圖2所示，本文以其中最大122 m跨徑橋梁為工程示例。該橋橋面寬28.8 m，主桁間距16.4 m，主桁上弦桿采用鋼管混凝土構件，主桁下弦桿為開口鋼箱梁內灌注高強砂漿并穿鋼絞線和拉筋；主桁豎腹桿和斜腹桿均采用Φ600×8 mm的鋼管，2榀主桁頂部分別設置5道一字型桁式風撐。橋面系縱向每5 m設置1道橫梁，其截面為開口鋼箱梁，橫梁上方預埋鋼筋深入橋面現澆層與橋面相連，現澆橋面下方采用55 mm厚的預制鋼筋混凝土空心橋面板，全橋采用16Mnq鋼材，所有鋼件連接均為焊接。橋梁主要構件截面示意圖如圖3所示。

圖2 彩虹橋主橋Fig.2 The main bridge of Rainbow Bridge

圖3 橋梁主要構件截面圖(mm)Fig.3 The cross sections of main components of the bridge(mm)

彩虹橋經過20多年的運營，橋梁結構桿件出現了一定程度的損傷、銹蝕，橋面存在多處坑槽和凸起，伸縮縫破壞嚴重等病害，尤其超重車輛的增多加劇了橋梁進一步損傷，車輛過橋時橋梁振動較大、行車安全感降低。為保證橋梁的安全運營，該橋自2010年起便采取限高限重等措施以減輕橋梁負擔，基于以上情況，河南省交通規劃研究院提出了彩虹橋綜合加固改造方案[14]，現將橋梁加固改造方案簡單概括如下：

(1)將原橋面系的縱梁、橫梁與橋面板做成整體式結構，進一步提高橋面系局部豎向剛度。具體為將橫梁截面加高約0.82 m，下弦縱梁截面加高0.69 m，并在下弦增高截面兩側增設體外預應力；采用U形肋正交異性鋼橋面板以提高橋面整體性；在每2根橫梁之間增設2道小橫梁，進一步改善橋面局部受力。整體式鋼橋面系方案布置示意圖如圖4所示。

圖4 整體式鋼橋面系方案布置示意圖Fig.4 Arrangement of the integral steel bridge deck system

(2)上弦端部加固。上弦端部受力復雜，壓應力較大，為了提高上弦端部的安全性，增大上弦端部截面。在原有截面外層外套鋼護筒，并澆筑混凝土，在原上弦鋼管表面焊接剪力釘，加強鋼管與混凝土的共同受力，上弦端部加固截面如圖5所示。

圖5 上弦端部加固截面(mm)Fig.5 The reinforced section of upper chords ends (mm)

(3)加強腹桿。腹桿受面外彎矩作用，導致部分腹桿內外側應力幅較大，且其焊縫質量也無法保證。因此，在每根豎腹桿處增設吊桿，以防止腹桿發生疲勞脆性破壞。吊桿上節點采用騎跨式布置，下節點以焊接在橫梁腹板上的鋼箱作為吊桿錨固點。在斜腹桿的位置，并行增設桁架梁以減小斜腹桿應力，斜腹桿桁架梁構造圖如圖6所示。

圖6 斜腹桿桁架構造圖(mm)Fig.6 The structure of oblique web truss(mm)

(4)鋼橋面鋪裝。在鋼橋面板上焊接剪力釘后，采用70 mm鋼纖維混凝土+PB(II)型防水涂料+70 mm瀝青鋪裝層的構造形式。

2.2 橋梁及加固方案有限元模型

根據橋梁結構特點，采用有限元程序ANSYS建立彩虹橋原橋及其加固方案的計算模型。主桁上弦桿、下弦桿采用并行多梁單元法模擬鋼管混凝土構件及上弦桿加固區，與主桁腹桿、豎桿均采用beam189單元模擬，預應力鋼絞線及豎腹桿處增設的吊桿均采用link8桿單元模擬，橋面端橫梁、中橫梁、風撐等桿件均采用beam188梁單元模擬。增設的桁梁斜腹桿采用線剛度等效的實心矩形截面梁單元模擬；原橋面板及加固后的鋼橋面板均等效為板，采用Shell63殼單元模擬。建立的原橋及橋梁加固方案的空間有限元模型如圖7所示。

圖7 原橋及橋梁加固方案有限元模型Fig.7 Finite element models of original bridge and its reinforcement scheme

3 加固方案評價指標

參考國內外研究使用的相關參數，以下討論橋梁結構常用動參數指標。

(1)頻率與振型

選擇橋梁結構自振頻率和振型變化對橋梁加固前后結構剛度進行定性評價。通過頻率變化判斷加固前后橋梁結構整體剛度和質量的相對變化情況；通過分析橋梁在各方向的振型特點及出現的先后順序，結合對應頻率值，判斷橋梁結構剛度的變化特點。

(2)位移與沖擊系數

加固前后汽車荷載作用下橋梁位移改變可以反映橋梁結構剛度的改變，但文獻[15]研究表明：一些橋梁在汽車荷載作用下的撓度雖遠小于規范要求，但行車振感仍較大，所以撓度限值控制標準并不能有效控制橋梁結構振動。因此，本文根據橋梁加固前后動位移的改變僅定性分析橋梁剛度變化。

目前很多研究者將實測或計算得到的沖擊系數與規范給出的沖擊系數進行對比，以判斷實際橋梁運營的安全性。但各國橋梁規范的取值和表達并不能準確描述橋梁實際沖擊系數大小，且認識尚未達成共識。因此，本文僅對橋梁加固前后沖擊系數進行定性分析。

(3)加速度峰值

橋梁豎向加速度過大會引起橋上行人的不安全感和行駛車輛的不適。加拿大安大略省橋梁規范OHBDC(1995)提出基于自振頻率的橋梁結構容許加速度[A]見式(3)，以有效控制橋梁結構振動和提高行車舒適性。

(3)

式中：[A]為容許加速度，(m/s2)；f1為橋梁結構豎向第1階自振頻率，Hz。

本文按照式(3)進行橋梁加固方案評價，若橋梁加固后加速度峰值超過[A]，則說明橋梁振動仍較大，需進一步對橋梁做相應技術處理；反之，則說明橋梁加固后振動在可控制范圍內。

(4)舒適性

本文采用文獻[16]介紹的振動感覺指標VG(方法1)和日本國營鐵路舒適性評價標準(方法2)對彩虹橋原橋及其加固方案的舒適性進行評價，并對比2種評價方法的異同，給出舒適性指標使用建議。

方法1：振動感覺指標的計算方法

(4)

VGL=20lg(S/S0)

(5)

式中：Vmax為橋梁最大速度響應，(cm/s)；S為振動刺激；S0=1.4×10-2cm/s；VGL為振動水平。

振動感覺指標

(6)

橋上行人舒適度與振動感覺指標VG之間的對應關系，如表1所示。

表1 行人舒適度與振動感覺指標VG的關系

方法2：日本國營鐵路采用表2的舒適度評價標準[17]評價列車舒適性，表2中舒適度水平是利用式(7)將加速度有效值換算成振級的形式，并給出舒適度水平和振動分級的關系。

L=20lg(arms/a0)

(7)

式中：a0為加速度的基準值，a0=10-5m/s2；arms為振動加速度的有效值，(m/s2)，表達式為

(8)

式中：aw(t)為加權修正后的振動加速度值，(m/s2)；T為振動作用時間，s。

表2 日本國鐵舒適度水平標準

綜上所述，本文將橋梁加固方案在靜活載作用下的撓度與規范限值對比，評價橋梁整體剛度加固效果；對比分析橋梁加固前后的振動頻率、振型、汽車荷載作用下的動位移、沖擊系數結果，對在役橋梁整體豎向剛度和加固效果進行定性評價；采用橋梁加速度峰值和舒適性指標對橋梁整體豎向剛度和加固方案振動控制效果進行定量評價。

4 橋梁加固方案評價

根據橋梁在不同汽車數量和車隊分布影響下的動力響應計算結果，按照下弦跨中振動最大原則，確定出最不利車隊分布和汽車數目進行橋梁加固前后的車橋耦合振動分析，計算工況如表3所示。原橋模型采用路面不平度等級C級(一般情況)，考慮橋梁經過修整后路面狀況較好，橋梁加固方案模型采用路面不平度等級A級(很好)。采用本文方法進行彩虹橋原橋和加固方案的車隊過橋動力響應分析，并計算上述評價指標。

表3 車橋耦合振動分析計算工況

4.1 頻率與振型

采用Lanczos法求解橋梁結構的自振特性，得到原橋及橋梁加固方案的頻率和振型圖，并進行對比，部分結果如圖8、圖9和表4所示。

圖8 原橋及橋梁加固方案的振型圖Fig.8 Mode shapes of original bridge and reinforcement scheme

圖9 橋梁及其加固方案自振頻率對比Fig.9 Comparison of natural frequency between bridge and its reinforcement scheme

表4 橋梁加固方案的前7階自振特性對比

由計算結果分析得出：

原橋振型均較為復雜，橋梁整體主要發生了主桁橫向振動、全橋豎向和扭轉振動等振動形式，在橋梁整體振動的同時一般耦合有橋面局部振動，如全橋豎向振動耦合橋面局部振動，全橋扭轉振動耦合橋面局部振動等(見圖8)。除橋梁整體振動外，還有單一形式的橋面豎向局部振動，說明橋面系局部豎向剛度相對較弱，橋面局部振動易被激發。

橋梁加固方案的橋面局部豎向振動和扭轉振動沒有單獨出現，橋面局部振動也不再與主振動耦合，說明橋梁加固改造措施明顯提高了橋面豎向剛度；由于橋梁的加固改造措施主要是提高橋梁豎向剛度和降低局部構件應力，用于主桁橫向剛度提高的改造措施較少，所以主桁橫向剛度仍然是橋梁剛度相對薄弱的部分，主桁橫向振動最早發生；原橋及橋梁加固方案的全橋豎向剛度振動均早于全橋扭轉振動發生，說明橋梁加固方案扭轉剛度與橋梁豎向剛度相比，扭轉剛度相對較大。

分析圖9可以看出：橋梁加固方案的各階振動頻率均有不同程度的提高，其中豎向振動和扭轉振動頻率提高明顯，主桁橫向振動頻率增幅較小。經計算，橋梁加固方案質量比原橋稍有降低，振動頻率提高較為明顯，說明橋梁加固改造措施明顯提高了橋梁的豎向剛度和扭轉剛度。

4.2 位移與沖擊系數

按照表3中車輛加載工況，分別進行原橋和橋梁加固方案的車橋耦合振動分析，以及兩者的靜力分析，得到橋梁及其加固方案靜力位移、動位移、沖擊系數響應，部分結果列于表5和表6，橋梁及其加固方案下弦跨中動位移、沖擊系數對比如圖10和圖11所示。

表5 橋梁及其加固方案動位移與動內力對比

表6 橋梁及其加固方案沖擊系數對比

圖10 橋梁及其加固方案最大動位移和沖擊系數對比圖Fig.10 Comparison of maximum dynamic displacements and impact factors of bridge and its reinforcement scheme

圖11 橋梁及其加固方案動位移對比圖Fig.11 Comparison dynamic displacements between bridge and its reinforcement scheme

對比計算結果可以得出，橋梁加固方案下弦跨中靜位移較原橋降低約5%，橋面跨中靜位移降低42.5%～48.1%，上弦端部靜軸力降低約50%，以上說明橋梁整體豎向剛度略有提高，橋面豎向剛度顯著提高。橋梁加固方案下弦跨中動位移較原橋降低5.6%～31.8%，橋面跨中動位移降低44.5%～62.2%，上弦端部動軸力降低50.4%～61.6%，整體橋梁加固方案動位移降低程度比靜力位移降低程度大，尤其車輛高速行駛時動力響應降低程度較多。

橋梁加固方案在設計靜活載作用下的下弦跨中撓度和橋面跨中撓度分別為0.015 2 m和0.016 0 m，均遠小于JTG D65-06—2015《公路鋼管混凝土拱橋設計規范》關于橋面板的最大豎向撓度不應大于跨徑1/800的要求，說明橋梁加固方案整體豎向剛度和橋面豎向剛度滿足規范要求。

由表6和圖11可以得出，對于原橋，汽車以中高速行駛時的沖擊系數均超過規范設計沖擊系數1.087，說明汽車作用下的動力放大效應超過規范要求，結構設計偏于不安全；橋梁加固方案下弦跨中沖擊系數較原橋沖擊系數降低0.5%～28.2%，橋面跨中沖擊系數降低3.3%～27.1%，說明橋梁整體豎向剛度和橋面豎向剛度的提高，有效降低了汽車荷載對橋梁的沖擊效應。車速為80 km/h工況下的沖擊系數仍超過規范設計沖擊系數1.13要求，這與許多研究者得出的新建橋梁經過車橋耦合振動分析后得到的沖擊系數超過規范要求類似[18-19]。因此，需注意即使在路面狀況較好的情況下，汽車高速行駛時帶來的較大沖擊效應也可能給橋梁結構帶來不利影響，同時也說明了僅以沖擊系數作為橋梁加固方案的動力性能評價指標是不合適的。

4.3 加速度峰值

將各工況下橋梁及其加固方案下弦和橋面跨中加速度峰值對比結果列于表7，橋梁及其加固方案下弦跨中和橋面跨中加速度時程響應部分對比圖如圖12、圖13所示。

表7 122 m橋梁及其加固方案加速度峰值

圖12 橋梁及其加固方案加速度峰值對比圖Fig.12 Comparison of peak acceleration between bridge and its reinforcement scheme

圖13 橋梁及其加固方案加速度時程響應對比圖Fig.13 Comparison of time-history response of accelerationof bridge and its reinforcement scheme

對比計算結果可知，橋梁加固方案下弦跨中加速度峰值較原橋降低71.0%～83.3%，橋面跨中加速度峰值降低67.7%～92.1%，說明橋梁整體豎向剛度和橋面豎向剛度有效提高，加固措施顯著降低了下弦主梁和橋面的振動加速度峰值響應。根據式(3)計算得到原橋及其加固方案的容許加速度分別為0.66 m/s2和0.734 m/s2，橋梁的容許加速度值得到提高；原橋各工況的加速度峰值與容許加速度的比值在1.32～1.8，橋梁加固方案各工況下該比值降低到0.20～0.44，且最大比值遠小于1，說明橋梁加固方案的振動程度顯著降低。因此，基于頻率的容許加速度評價方法可以很好反映橋梁豎向振動程度。但橋梁加固方案橋面跨中加速度峰值仍超過該值，仍存在較大振動的可能。橋梁及其加固方案下弦桿在車速為80 km/h時的加速度峰值最大。

4.4 舒適性評價

根據式(6)計算橋梁及其加固方案在各車速下的振動感覺指標VG，并進行原橋及其加固方案舒適性評價，見表8。

表8 橋梁及其加固方案振動感覺指標VG及舒適性評價

由于舒適性評價方法1采用橋梁主梁最大振動速度響應進行行人舒適性評價，為和該種舒適性評價方法進行對比，選擇橋梁下弦縱梁跨中加速度響應按照日本國營鐵路舒適性評價方法進行相應計算。由于橋梁振動以豎向振動為主，其他方向振動較小，所以不考慮其他方向振動加速度的加權均方根計算，僅采用豎向加速度均方根進行振級L計算和舒適性評價。計算結果見表9，2種舒適性評價方法舒適性指標隨車速的變化規律如圖14所示。

表9 橋梁及其加固方案振級L及舒適性評價

分析上述計算結果可知，按照方法1進行舒適性評價，結論為：原橋舒適性感覺為明顯感覺到振動～稍微難走，加固方案為輕微感覺到振動～明顯感覺到振動，舒適度提升1～2級；方法2評價結論為：原橋舒適度2～3級，加固方案均為1級，舒適度提升1～2級。由此可知，采用2種方法進行在役橋梁及其加固方案舒適性評價，舒適度等級提升基本一致，橋梁加固方案行人舒適性得到有效改善，行人大多數情況下僅能感受到微小振動，舒適性良好。由圖14可知，2種舒適性評價方法得到的舒適性指標隨車速的變化規律也基本一致。

圖14 2種舒適性評價方法舒適性指標隨車速變化規律圖Fig.14 Rules of comfortability index of two kinds of evaluation methods changing with vehicle speeds

5 結 論

(1)彩虹橋加固方案的整體豎向剛度和扭轉剛度較原橋明顯提高，橋面豎向剛度顯著提高；加固方案的豎向振動和扭轉振動頻率亦明顯提高；主要振型無變化，橋面局部振動不再單獨出現，也不再與主振動耦合；加固方案的靜位移、動位移和軸力均較加固前降低，汽車荷載作用下的動力響應降低效果比靜力響應明顯；加固方案整體豎向剛度和橋面豎向剛度均滿足規范要求；橋梁振動程度有效降低，大多數情況下僅能感受到微小振動，行人舒適性得到改善，舒適性良好。

(2)橋梁加固方案在各工況下的加速度峰值與容許加速度比值降幅較大，表明容許加速度評價方法可以很好地反映橋梁結構的振動程度，可用于橋梁加固方案動力性能評價。

(3)基于最大速度響應的振動感覺指標和基于加速度均方根的振級指標分別進行原橋及其加固方案的舒適性評價，舒適度等級提升基本一致，表明2種舒適性評價方法均能較好地評價橋梁加固方案舒適性。

(4)橋梁加固方案的沖擊系數較原橋顯著降低，且大多數低于規范設計值，但個別工況下的沖擊系數仍高于規范設計值，故僅以沖擊系數作為橋梁加固方案動力性能評價指標不合適。