梁 雄,李乾坤,蘇 成

(1.華南理工大學 土木與交通學院，廣州 510640；2.廣東省交通規(guī)劃設計研究院股份有限公司，廣州 510507；3.廣東和立土木工程有限公司，廣州 511400；4.華南理工大學 亞熱帶建筑科學國家重點實驗室，廣州 510640)

某跨海大橋初步設計階段確定引橋海上橋梁采用50 m跨連續(xù)箱梁、非海上橋梁采用30 m跨寬幅式小箱梁，本文介紹主橋總體方案及減隔震研究。

1 主要技術標準

(1)設計公路等級：雙向6車道一級公路。

(2)設計行車速度：80 km/h。

(3)汽車荷載標準：公路—Ⅰ級。

(4)橋址處設計基本風速：Vs10=45.1 m/s。

(5)地震烈度：地震基本烈度7度，抗震措施設防烈度8度；水平向設計基本地震動加速度峰值0.113g，場地類別Ⅲ類。

(6)通航標準：同時滿足1 000 噸級海輪及部隊船舶通航要求，單孔雙向通航，通航凈空尺度為通航凈寬191 m，通航凈高38 m。

2 主橋總體方案

2.1 橋型方案構思

該橋要求按地標性建筑進行設計，橋位處海面開闊，連續(xù)梁橋和連續(xù)剛構橋方案景觀效果不突出，主跨286 m不在懸索橋經(jīng)濟跨度范圍內且錨碇位于海水中，因此，均不宜采用，可選擇的有拱橋和斜拉橋方案[1]。

鑒于本項目通航航道明確，從經(jīng)濟及抗震的角度考慮，不適宜采用上承式和中承式拱橋方案[2]。單跨下承式更為經(jīng)濟、景觀上更能突出主拱；梁拱固結下承式拱橋是外部靜定內部超靜定結構[3]，有較大跨越能力和對地基適應能力強的特點，受力明確，施工方便[4]。拱橋方案提出下承式提籃拱橋進行比選，見圖1。

圖1 拱橋方案總體布置(m)Fig.1 Overall arrangement of arch bridge scheme(m)

同等主跨下，獨塔斜拉橋比雙塔斜拉橋造價高、工期長，邊孔需設置1～2個輔助墩[5]，增加了被船撞的風險。雙塔斜拉橋借助兩座主塔共同形成的主跨，是受力較為理想的斜拉橋結構布置方式。斜拉橋方案提出雙塔斜拉橋進行比選，見圖2。

圖2 斜拉橋方案總體布置(m)Fig.2 Overall arrangement of cable-stayed bridge scheme (m)

2.2 橋型方案比選

結合橋位區(qū)的海面、地形、地質、水文、通航、抗風、抗震等[6-7]，提出2個橋型方案進行比選，見表1。

方案二 (125+286+125)m雙塔雙索面預應力混凝土梁斜拉橋，主梁懸臂澆筑，受風、雨、浪影響大，高空施工安全風險較大，質量不容易控制，施工周期最長，基礎規(guī)模大，抗震性能差。此外，與相鄰的附近海灣大橋屬于同一種橋型，不符合地方政府要求“一橋一景”，不宜采用。

表1 主橋橋型方案比較表Tab.1 Comparison table of main bridge design schemes

方案一286 m下承式雙邊鋼箱主梁提籃拱橋，優(yōu)點如下：① 上部結構輕，下部基礎規(guī)模最小，抗震性能優(yōu)，抗風性能優(yōu)。② 采用岸邊組拼整體浮運方法施工，陸上施工，受、風、雨浪影響小，質量及工期可控性優(yōu)。③ 海上施工周期短，幾乎不影響通航，后期養(yǎng)護維修工作量較小，耐久性好。④ 符合 “一橋一景”的要求，地標性突出。

綜上，在總造價相差不大的情況下，綜合考慮抗風抗震性能、施工、耐久性及地方政府“一橋一景”的要求，推薦采用主跨286 m下承式雙邊鋼箱主梁提籃拱橋方案。

2.3 主橋總體結構設計

主橋采用286 m的下承式雙邊鋼箱主梁提籃拱橋，懸鏈線拱，拱軸系數(shù)m=1.5，矢跨比1/5，矢高57.2 m，拱梁固結，支撐于橋墩上；主梁采用雙邊鋼箱梁，并作為剛性系桿，采用正交異向鋼橋面板。柔性系桿采用55φs15.2可換式環(huán)氧噴涂無黏結鋼絞線成品索，吊桿采用19φs15.2熱鍍鋅無黏結鋼絞線。

主橋雙拱肋為提籃形式，置于橋面兩側。為提高立體景觀效果，拱肋截面采用陀螺形，通過拱肋截面剛性旋轉傾斜，形成拱肋橫橋向水平傾角78°。主拱肋截面高度由拱腳6.33 m拋物線漸變至拱頂3.82 m；拱肋上半箱為矩形截面，箱寬3.02 m，高度從拱腳的4.43 m拋物線漸變至拱頂?shù)?.92 m；下半箱為倒梯形截面，頂寬3.02 m，底寬2.02 m，高1.9 m。拱腳及拱頂拱肋截面構造見圖3。

圖3 拱腳及拱頂拱肋截面構造圖(mm)Fig.3 Arch rib section structure of arch foot and vault(mm)

主橋下部結構采用圓端形流線U形門式空心薄壁墩，橋墩墩身高34.1 m，壁厚1 m，橫橋向門柱寬8m，順橋向底寬8.7 m、頂寬6.8 m；承臺平面尺寸47.1 m×23.8 m，厚6 m；承臺頂設厚2 m基座，承臺底設厚1.5 m封底砼?；A采用28根直徑2.5 m鉆孔灌注樁，樁頂一定長度范圍樁基直徑為2.9 m以滿足抗震需要，變截面摩擦樁，樁長108 m。主墩及基礎構造見圖4。

圖4 主墩及基礎構造圖(m)Fig.4 Structure of main pier and pile foundation (m)

2.4 主橋總體施工方案

根據(jù)橋位水文、通航、氣候及運輸條件等，對下承式拱橋提出4種總體施工方案進行比選，見表2。

方案四 海中少支架大節(jié)段安裝先拱后梁施工方案，相比方案二減少了水中臨時施工措施的數(shù)量，加快了施工進度，但需進行大量的海上作業(yè)，現(xiàn)場焊接及涂裝等關鍵工藝質量不容易控制，且影響通航，不宜采用。

方案三 纜索吊裝斜拉扣掛法施工方案，施工周期較長，抗臺風風險大，對施工控制要求較高，施工措施費造價最高，不宜采用。

方案二 海中設臨時支架安裝梁拱方案，未充分利用較好的運輸、架設條件，支架搭設費用較高，影響通航，施工周期最長，不宜采用。

廣州鳳凰三橋主跨308 m下承式拱橋，采用1.5萬噸級駁船浮運整體提升鋼箱主拱[8]；日本千歲大橋主跨260 m下承式桁架拱橋，采用駁船運輸并利用浮吊整體吊裝主拱[9]。本橋拱梁總重11 500 t，拱梁結構整體重心離海面54 m，經(jīng)驗算，采用3萬噸級駁船可滿足拱梁整體浮運架設的穩(wěn)定性要求。

方案一 拱梁整體浮運架設方案，具體分為以下八個施工步驟(如圖5所示)：

步驟1工廠預制拱肋、主梁，岸邊組拼拱肋、主梁；拆除臨時支架，拱梁頂推滑移至半潛駁船位置。

步驟2低潮位時，半潛駁船壓水下潛絞入梁底頂升拱梁。

步驟3漲潮時，半潛駁船排水上浮將拱梁舉起并吊入模塊化臨時墩。

表2 主橋總體施工方案比較表Tab.2 Comparison table of main bridge general construction scheme

圖5 拱梁整體浮運架設流程圖Fig.5 The flow chart of whole floating arch

步驟4落潮時，半潛駁船壓水下潛將拱梁落在模塊化臨時墩上，完成一次整體頂升H；如此循環(huán)，頂升至設計標高。

步驟5在拖輪牽引下，半潛駁船將拱梁整體浮運至橋位附近。

步驟6漲潮時，半潛駁船排水上浮將拱梁舉起至橋墩上方。

步驟7落潮時，半潛駁船壓水下潛，拱梁落在橋墩，完成架設。

步驟8對系桿及吊桿內力進行調整張拉，施工橋面系，成橋通車。

拱梁整體浮運架設方案，具有施工質量及工期可控性好、施工周期短、施工措施費低及施工風險低等顯著優(yōu)點，推薦作為該橋總體施工方案。

3 主橋減隔震研究

3.1 計算方法、地震輸入及模型

3.1.1 計算方法

該橋質量大、重心高、高樁承臺及場地特征周期長等不利條件導致地震發(fā)生時，橋墩及樁基礎所受到的作用較大[10],為確保結構設計安全可靠、經(jīng)濟耐久，抗震分析采用非線性時程法及時域顯式降維迭代法[11-14]兩種方法分別進行計算分析。

非線性時程法直接采用Sap2000軟件建模進行動力響應計算；時域顯式降維迭代法采用前述Sap2000軟件模型進行兩次脈沖激勵的時程分析，用于建立結構動力響應的顯式表達式，然后采用自編的MATLAB程序是完成基于動力響應顯式表達式的結構計算和結果統(tǒng)計分析。

3.1.2 地震輸入

本項目E1水準50年超越概率10%(重現(xiàn)期約475年)，E2水準50年超越概率2.5%(重現(xiàn)期約2 000年)。

地表水平向水平向設計加速度反應譜如式(1)所示

(1)

式中:Smax為場地水平向設計加速度反應譜最大值(g)、Tg為特征周期(s)、γ為指數(shù)，50年超越概率為2%(E2水準)地震作用其值分別為0.475 3 m/s2，1.1 s，1.1。豎向地震作用取水平地震作用的2/3。

場地設計地面運動加速度時程是通過擬合場地設計加速度反應譜以及強度包絡函數(shù)來合成的,圖6為其中一條E2水準地面運動加速度時程。計算7條地震波作用下的結構響應，取7條地震波的平均響應作為最終輸出結果。

3.1.3 分析模型

采用Sap2000軟件建立空間動力模型進行計算，主梁、拱肋、橋墩、樁基、系桿和吊桿均采用梁單元模擬，其中系桿和吊桿單元釋放對局部坐標系中2軸，3軸的彎矩和扭矩；吊桿考慮了恒載幾何剛度的影響；承臺近似按剛體模擬，其質量堆聚在承臺質心；二期恒載以均布質量形式加在主梁單元上；兩邊各考慮一聯(lián)引橋對主橋動力特性的影響。

圖6 E2水準地面運動加速度時程Fig.6 Acceleration time history of E2 level

考慮P-△效應對拱肋和橋墩的影響，對所有單樁進行模擬，土對樁的約束作用根據(jù)“m法”采用彈簧進行模擬，采用非線性單元模擬減隔震元器件，考慮活動支座的動力特性，有限元計算模型見圖7。

表3給出了動力模型的前6階周期、頻率及振型特征。

表3 主橋基本動力特性Tab.3 The basic dynamic characteristics of main bridge

圖7 主橋抗震計算有限元模型Fig.7 Finite element model of the main bridge seismic calculation

3.2 主橋減隔震元器件設計與優(yōu)化

3.2.1 豎向球型鋼支座設計

主橋共設置4個球型鋼支座，92號墩兩個支座縱向固定，93號墩兩個支座縱向活動。通過靜力、抗風及抗震分析，球型鋼支座選取豎向承載力50 MN，設計縱向地震位移±300 mm，設計橫向地震位移±200 mm，設計縱向剪斷力15 000 kN，設計橫向剪斷力≥11 600 kN。

活動支座近似采用理想彈塑性模型，其摩擦滑移滯回模型如圖8所示，單個活動支座動力特性取值為屈前剛度K1=373 500 kN/m，屈后剛度K2=3.7 kN/m，屈服力Fy=747 kN。

圖8 活動支座摩擦滑移滯回模型Fig.8 Active movable support friction slip hysteresis model

3.2.2 縱橋向黏滯阻尼器參數(shù)優(yōu)化

為了確定合理的黏滯阻尼器參數(shù)，針對E2水準(50年超越概率為2.5%)地震作用，對不同黏滯阻尼器參數(shù)組合下進行敏感性分析分析。黏滯阻尼器阻尼系數(shù)c的變化范圍為1 000～7 000 kN/(m/s)α，增量為500 kN/(m/s)α，速度指數(shù)α的變化范圍為0.1～0.8，增量為0.1，共104個工況。

在E2水準順橋向與豎橋向地震激勵下，黏滯阻尼器參數(shù)與支座變形的關系見圖9，黏滯阻尼器參數(shù)與墩底順橋向剪力的關系見圖10，黏滯阻尼器參數(shù)與墩底順橋向彎矩的關系見圖11，黏滯阻尼器參數(shù)與拱腳順橋向彎矩的關系見圖12。

由圖9可以看出：圖形總體左高右低，在相同的阻尼系數(shù)c下，支座變形隨著速度指數(shù)α的增大而緩慢增大；在相同的速度指數(shù)α下，支座變形隨著阻尼系數(shù)c的增大而減小，效應變化大，衰減快，支座變形對阻尼系數(shù)c敏感性大。

由圖10及圖11可以看出：圖形總體左低右高，在左上角處最低，右下角處最高，這兩角點處曲率變化大，在相同的阻尼系數(shù)c下，墩底順橋向剪力及彎矩隨著速度指數(shù)α的增大而緩慢增大，在相同的速度指數(shù)α下，主墩底順橋向剪力及彎矩隨阻尼系數(shù)c的增大而增大。

圖9 黏滯阻尼器參數(shù)與支座變形的關系Fig.9 The relationship between the viscous damper parameters and the longitudinal deformation of the support

圖10 黏滯阻尼器參數(shù)與墩底順橋向剪力的關系Fig.10 The relationship between the viscous damper parameters and the longitudinal shear force of the pier bottom

圖11 黏滯阻尼器參數(shù)與墩底順橋向彎矩的關系Fig.11 The relationship between the viscous damper parameters and the longitudinal bending moment of the pier bottom

由圖12可以看出：圖形總體左高右低，在相同的阻尼系數(shù)c下，拱腳順橋向彎矩隨著速度指數(shù)α的增大而先緩慢減少后緩慢增大；在相同的速度指數(shù)α下，支座變形隨著阻尼系數(shù)c的增大而減小，阻尼系數(shù)c在1 000～3 000時，彎矩衰減較快，3 000～7 000時，彎矩緩慢減少。

為合理控制主墩基礎規(guī)模并減少伸縮縫及黏滯阻尼器尺寸，減隔震設計優(yōu)先考慮適當控制結構內力響應，其次盡可能控制結構關鍵位移響應，還需考慮黏滯阻尼器全壽命周期成本，本項目綜合考慮各項設計控制因素后，黏滯阻尼器采用設計阻尼力3 000 kN，縱向地震位移±300 mm，阻尼系數(shù)3 000 kN/(m/s)α，速度指數(shù)0.4。

圖12 黏滯阻尼器參數(shù)與拱腳順橋向彎矩的關系Fig.12 The relationship between the viscous damper parameters and the longitudinal bending moment of the arch foot

3.2.3 減隔震效果分析

主橋設計采用8個黏滯阻尼器及4個球型鋼支座共同進行減隔震，約束體系布置見圖13。

圖13 主橋減隔震約束體系布置圖(m)Fig.13 The layout of the main bridge minus isolation and restraint system (m)

將減隔震體系橋梁的地震響應與原結構體系進行對比。同一地震波作用下，圖14給出了減隔震體系與原體系92號主墩處拱腳順橋向彎矩時程曲線、圖15給出了主梁梁端順橋向位移時程曲線，表4給出了減隔震體系與原體系的拱肋內力峰值、主梁梁端位移峰值。

圖14、圖15及表4可知，相比原結構體系，減隔震體系的拱肋軸力降低5.7%～19.6%，拱肋彎矩降低8.9%～59.0%，拱腳處內力降幅最大，梁端位移降低61.5%，減隔震體系可有效降低結構的內力響應峰值，并顯著減少梁端位移峰值，減隔震效果明顯。

圖14 92號主墩處拱腳順橋向彎矩時程曲線Fig.14 Longitudinal bending moment time history curve of the main pier at No.92

圖15 梁端順橋向位移時程曲線Fig.15 Longitudinal displacement time history curve of the main girder end

表4 地震作用結構響應峰值對比Tab.4 Structural response comparison of seismic action

3.3 主橋抗震驗算主要結果

模型考慮一般沖刷后對樁基受力不利影響，得到需求彎矩及軸力后，利用Ucfyber軟件進行截面M-A關系數(shù)值分析，得到能力需求比。

本橋高樁承臺，E2地震作用控制結構設計，經(jīng)驗算，主橋抗震設計滿足規(guī)范要求，由于篇幅限制，僅列E2地震作用樁基礎驗算結果，結果見表5、表6,表中驗算軸力及需求彎矩均為地震作用與恒載組合后的值，軸力拉“-”壓“+”。

表5 E2縱向地震作用下樁基強度驗算Tab.5 Pile strength calculation under the action of E2 longitudinal earthquake

由表5可知，E2縱向地震作用，樁基礎最小能力需求比1.44，由表6可知，E2橫向地震作用，92號主墩部分樁基為拉彎受力，能力需求比1.07，樁基截面配筋率1.95%，才能滿足E2地震作用下抗震性能要求，這主要由于設計地震反應譜特征周期較長(1.1 s),地震動加速度峰值較大(0.475 3 m/s2)，主墩承臺質量較大及沖刷后樁基自由樁長較長(23 m)所引起。

4 結 論

本文對某跨海大橋主橋總體方案與減隔震進行了研究及分析，主要結論如下:

(1)通過橋型方案比選，該橋采用拱軸系數(shù)1.5、矢跨比1/5、陀螺形鋼箱截面拱肋及雙邊鋼箱主梁的286 m跨下承式提籃拱橋。利用了浮力及潮汐差，提出拱梁整體浮運架設總體施工方案，使得超大噸位拱橋一次性安裝變成可能，最大地降低了海上高空作業(yè)對通航的影響，有望取得較為顯著的經(jīng)濟及社會效益。

(2)下承式提籃拱橋結構響應對黏滯阻尼器阻尼系數(shù)c較敏感，對速度指數(shù)α敏感性較小，合理選取阻尼參數(shù)，可有效降低結構內力和位移響應。綜合考慮結構內力、位移響應規(guī)律和黏滯阻尼器全壽命周期成本，該橋黏滯阻尼器采用阻尼系數(shù)3 000 kN/(m/s)α，速度指數(shù)0.4。

(3)采用球型鋼支座及縱向黏滯阻尼器共同進行減隔震后，梁端的縱橋向位移降低61.5%，拱肋軸力降低5.7%～19.6%，拱肋彎矩降低8.9%～59.0%，拱腳處內力降幅最大，減隔震效果顯，為今后在該類型橋梁減隔震設計及研究提供有效的方法及途徑。

(4)下承式提籃拱橋主墩承臺質量較大及沖刷后樁基自由樁長較長時，在設計地震反應譜特征周期較長且地震動加速度峰值較大的地震作用下，部分樁基礎會出現(xiàn)拉彎受力，樁基截面需求的配筋率較高。