梁 雄,李乾坤,苏 成

(1.华南理工大学 土木与交通学院，广州 510640；2.广东省交通规划设计研究院股份有限公司，广州 510507；3.广东和立土木工程有限公司，广州 511400；4.华南理工大学 亚热带建筑科学国家重点实验室，广州 510640)

某跨海大桥初步设计阶段确定引桥海上桥梁采用50 m跨连续箱梁、非海上桥梁采用30 m跨宽幅式小箱梁，本文介绍主桥总体方案及减隔震研究。

1 主要技术标准

(1)设计公路等级：双向6车道一级公路。

(2)设计行车速度：80 km/h。

(3)汽车荷载标准：公路—Ⅰ级。

(4)桥址处设计基本风速：Vs10=45.1 m/s。

(5)地震烈度：地震基本烈度7度，抗震措施设防烈度8度；水平向设计基本地震动加速度峰值0.113g，场地类别Ⅲ类。

(6)通航标准：同时满足1 000 吨级海轮及部队船舶通航要求，单孔双向通航，通航净空尺度为通航净宽191 m，通航净高38 m。

2 主桥总体方案

2.1 桥型方案构思

该桥要求按地标性建筑进行设计，桥位处海面开阔，连续梁桥和连续刚构桥方案景观效果不突出，主跨286 m不在悬索桥经济跨度范围内且锚碇位于海水中，因此，均不宜采用，可选择的有拱桥和斜拉桥方案[1]。

鉴于本项目通航航道明确，从经济及抗震的角度考虑，不适宜采用上承式和中承式拱桥方案[2]。单跨下承式更为经济、景观上更能突出主拱；梁拱固结下承式拱桥是外部静定内部超静定结构[3]，有较大跨越能力和对地基适应能力强的特点，受力明确，施工方便[4]。拱桥方案提出下承式提篮拱桥进行比选，见图1。

图1 拱桥方案总体布置(m)Fig.1 Overall arrangement of arch bridge scheme(m)

同等主跨下，独塔斜拉桥比双塔斜拉桥造价高、工期长，边孔需设置1～2个辅助墩[5]，增加了被船撞的风险。双塔斜拉桥借助两座主塔共同形成的主跨，是受力较为理想的斜拉桥结构布置方式。斜拉桥方案提出双塔斜拉桥进行比选，见图2。

图2 斜拉桥方案总体布置(m)Fig.2 Overall arrangement of cable-stayed bridge scheme (m)

2.2 桥型方案比选

结合桥位区的海面、地形、地质、水文、通航、抗风、抗震等[6-7]，提出2个桥型方案进行比选，见表1。

方案二 (125+286+125)m双塔双索面预应力混凝土梁斜拉桥，主梁悬臂浇筑，受风、雨、浪影响大，高空施工安全风险较大，质量不容易控制，施工周期最长，基础规模大，抗震性能差。此外，与相邻的附近海湾大桥属于同一种桥型，不符合地方政府要求“一桥一景”，不宜采用。

表1 主桥桥型方案比较表Tab.1 Comparison table of main bridge design schemes

方案一286 m下承式双边钢箱主梁提篮拱桥，优点如下：① 上部结构轻，下部基础规模最小，抗震性能优，抗风性能优。② 采用岸边组拼整体浮运方法施工，陆上施工，受、风、雨浪影响小，质量及工期可控性优。③ 海上施工周期短，几乎不影响通航，后期养护维修工作量较小，耐久性好。④ 符合 “一桥一景”的要求，地标性突出。

综上，在总造价相差不大的情况下，综合考虑抗风抗震性能、施工、耐久性及地方政府“一桥一景”的要求，推荐采用主跨286 m下承式双边钢箱主梁提篮拱桥方案。

2.3 主桥总体结构设计

主桥采用286 m的下承式双边钢箱主梁提篮拱桥，悬链线拱，拱轴系数m=1.5，矢跨比1/5，矢高57.2 m，拱梁固结，支撑于桥墩上；主梁采用双边钢箱梁，并作为刚性系杆，采用正交异向钢桥面板。柔性系杆采用55φs15.2可换式环氧喷涂无黏结钢绞线成品索，吊杆采用19φs15.2热镀锌无黏结钢绞线。

主桥双拱肋为提篮形式，置于桥面两侧。为提高立体景观效果，拱肋截面采用陀螺形，通过拱肋截面刚性旋转倾斜，形成拱肋横桥向水平倾角78°。主拱肋截面高度由拱脚6.33 m抛物线渐变至拱顶3.82 m；拱肋上半箱为矩形截面，箱宽3.02 m，高度从拱脚的4.43 m抛物线渐变至拱顶的1.92 m；下半箱为倒梯形截面，顶宽3.02 m，底宽2.02 m，高1.9 m。拱脚及拱顶拱肋截面构造见图3。

图3 拱脚及拱顶拱肋截面构造图(mm)Fig.3 Arch rib section structure of arch foot and vault(mm)

主桥下部结构采用圆端形流线U形门式空心薄壁墩，桥墩墩身高34.1 m，壁厚1 m，横桥向门柱宽8m，顺桥向底宽8.7 m、顶宽6.8 m；承台平面尺寸47.1 m×23.8 m，厚6 m；承台顶设厚2 m基座，承台底设厚1.5 m封底砼。基础采用28根直径2.5 m钻孔灌注桩，桩顶一定长度范围桩基直径为2.9 m以满足抗震需要，变截面摩擦桩，桩长108 m。主墩及基础构造见图4。

图4 主墩及基础构造图(m)Fig.4 Structure of main pier and pile foundation (m)

2.4 主桥总体施工方案

根据桥位水文、通航、气候及运输条件等，对下承式拱桥提出4种总体施工方案进行比选，见表2。

方案四 海中少支架大节段安装先拱后梁施工方案，相比方案二减少了水中临时施工措施的数量，加快了施工进度，但需进行大量的海上作业，现场焊接及涂装等关键工艺质量不容易控制，且影响通航，不宜采用。

方案三 缆索吊装斜拉扣挂法施工方案，施工周期较长，抗台风风险大，对施工控制要求较高，施工措施费造价最高，不宜采用。

方案二 海中设临时支架安装梁拱方案，未充分利用较好的运输、架设条件，支架搭设费用较高，影响通航，施工周期最长，不宜采用。

广州凤凰三桥主跨308 m下承式拱桥，采用1.5万吨级驳船浮运整体提升钢箱主拱[8]；日本千岁大桥主跨260 m下承式桁架拱桥，采用驳船运输并利用浮吊整体吊装主拱[9]。本桥拱梁总重11 500 t，拱梁结构整体重心离海面54 m，经验算，采用3万吨级驳船可满足拱梁整体浮运架设的稳定性要求。

方案一 拱梁整体浮运架设方案，具体分为以下八个施工步骤(如图5所示)：

步骤1工厂预制拱肋、主梁，岸边组拼拱肋、主梁；拆除临时支架，拱梁顶推滑移至半潜驳船位置。

步骤2低潮位时，半潜驳船压水下潜绞入梁底顶升拱梁。

步骤3涨潮时，半潜驳船排水上浮将拱梁举起并吊入模块化临时墩。

表2 主桥总体施工方案比较表Tab.2 Comparison table of main bridge general construction scheme

图5 拱梁整体浮运架设流程图Fig.5 The flow chart of whole floating arch

步骤4落潮时，半潜驳船压水下潜将拱梁落在模块化临时墩上，完成一次整体顶升H；如此循环，顶升至设计标高。

步骤5在拖轮牵引下，半潜驳船将拱梁整体浮运至桥位附近。

步骤6涨潮时，半潜驳船排水上浮将拱梁举起至桥墩上方。

步骤7落潮时，半潜驳船压水下潜，拱梁落在桥墩，完成架设。

步骤8对系杆及吊杆内力进行调整张拉，施工桥面系，成桥通车。

拱梁整体浮运架设方案，具有施工质量及工期可控性好、施工周期短、施工措施费低及施工风险低等显著优点，推荐作为该桥总体施工方案。

3 主桥减隔震研究

3.1 计算方法、地震输入及模型

3.1.1 计算方法

该桥质量大、重心高、高桩承台及场地特征周期长等不利条件导致地震发生时，桥墩及桩基础所受到的作用较大[10],为确保结构设计安全可靠、经济耐久，抗震分析采用非线性时程法及时域显式降维迭代法[11-14]两种方法分别进行计算分析。

非线性时程法直接采用Sap2000软件建模进行动力响应计算；时域显式降维迭代法采用前述Sap2000软件模型进行两次脉冲激励的时程分析，用于建立结构动力响应的显式表达式，然后采用自编的MATLAB程序是完成基于动力响应显式表达式的结构计算和结果统计分析。

3.1.2 地震输入

本项目E1水准50年超越概率10%(重现期约475年)，E2水准50年超越概率2.5%(重现期约2 000年)。

地表水平向水平向设计加速度反应谱如式(1)所示

(1)

式中:Smax为场地水平向设计加速度反应谱最大值(g)、Tg为特征周期(s)、γ为指数，50年超越概率为2%(E2水准)地震作用其值分别为0.475 3 m/s2，1.1 s，1.1。竖向地震作用取水平地震作用的2/3。

场地设计地面运动加速度时程是通过拟合场地设计加速度反应谱以及强度包络函数来合成的,图6为其中一条E2水准地面运动加速度时程。计算7条地震波作用下的结构响应，取7条地震波的平均响应作为最终输出结果。

3.1.3 分析模型

采用Sap2000软件建立空间动力模型进行计算，主梁、拱肋、桥墩、桩基、系杆和吊杆均采用梁单元模拟，其中系杆和吊杆单元释放对局部坐标系中2轴，3轴的弯矩和扭矩；吊杆考虑了恒载几何刚度的影响；承台近似按刚体模拟，其质量堆聚在承台质心；二期恒载以均布质量形式加在主梁单元上；两边各考虑一联引桥对主桥动力特性的影响。

图6 E2水准地面运动加速度时程Fig.6 Acceleration time history of E2 level

考虑P-△效应对拱肋和桥墩的影响，对所有单桩进行模拟，土对桩的约束作用根据“m法”采用弹簧进行模拟，采用非线性单元模拟减隔震元器件，考虑活动支座的动力特性，有限元计算模型见图7。

表3给出了动力模型的前6阶周期、频率及振型特征。

表3 主桥基本动力特性Tab.3 The basic dynamic characteristics of main bridge

图7 主桥抗震计算有限元模型Fig.7 Finite element model of the main bridge seismic calculation

3.2 主桥减隔震元器件设计与优化

3.2.1 竖向球型钢支座设计

主桥共设置4个球型钢支座，92号墩两个支座纵向固定，93号墩两个支座纵向活动。通过静力、抗风及抗震分析，球型钢支座选取竖向承载力50 MN，设计纵向地震位移±300 mm，设计横向地震位移±200 mm，设计纵向剪断力15 000 kN，设计横向剪断力≥11 600 kN。

活动支座近似采用理想弹塑性模型，其摩擦滑移滞回模型如图8所示，单个活动支座动力特性取值为屈前刚度K1=373 500 kN/m，屈后刚度K2=3.7 kN/m，屈服力Fy=747 kN。

图8 活动支座摩擦滑移滞回模型Fig.8 Active movable support friction slip hysteresis model

3.2.2 纵桥向黏滞阻尼器参数优化

为了确定合理的黏滞阻尼器参数，针对E2水准(50年超越概率为2.5%)地震作用，对不同黏滞阻尼器参数组合下进行敏感性分析分析。黏滞阻尼器阻尼系数c的变化范围为1 000～7 000 kN/(m/s)α，增量为500 kN/(m/s)α，速度指数α的变化范围为0.1～0.8，增量为0.1，共104个工况。

在E2水准顺桥向与竖桥向地震激励下，黏滞阻尼器参数与支座变形的关系见图9，黏滞阻尼器参数与墩底顺桥向剪力的关系见图10，黏滞阻尼器参数与墩底顺桥向弯矩的关系见图11，黏滞阻尼器参数与拱脚顺桥向弯矩的关系见图12。

由图9可以看出：图形总体左高右低，在相同的阻尼系数c下，支座变形随着速度指数α的增大而缓慢增大；在相同的速度指数α下，支座变形随着阻尼系数c的增大而减小，效应变化大，衰减快，支座变形对阻尼系数c敏感性大。

由图10及图11可以看出：图形总体左低右高，在左上角处最低，右下角处最高，这两角点处曲率变化大，在相同的阻尼系数c下，墩底顺桥向剪力及弯矩随着速度指数α的增大而缓慢增大，在相同的速度指数α下，主墩底顺桥向剪力及弯矩随阻尼系数c的增大而增大。

图9 黏滞阻尼器参数与支座变形的关系Fig.9 The relationship between the viscous damper parameters and the longitudinal deformation of the support

图10 黏滞阻尼器参数与墩底顺桥向剪力的关系Fig.10 The relationship between the viscous damper parameters and the longitudinal shear force of the pier bottom

图11 黏滞阻尼器参数与墩底顺桥向弯矩的关系Fig.11 The relationship between the viscous damper parameters and the longitudinal bending moment of the pier bottom

由图12可以看出：图形总体左高右低，在相同的阻尼系数c下，拱脚顺桥向弯矩随着速度指数α的增大而先缓慢减少后缓慢增大；在相同的速度指数α下，支座变形随着阻尼系数c的增大而减小，阻尼系数c在1 000～3 000时，弯矩衰减较快，3 000～7 000时，弯矩缓慢减少。

为合理控制主墩基础规模并减少伸缩缝及黏滞阻尼器尺寸，减隔震设计优先考虑适当控制结构内力响应，其次尽可能控制结构关键位移响应，还需考虑黏滞阻尼器全寿命周期成本，本项目综合考虑各项设计控制因素后，黏滞阻尼器采用设计阻尼力3 000 kN，纵向地震位移±300 mm，阻尼系数3 000 kN/(m/s)α，速度指数0.4。

图12 黏滞阻尼器参数与拱脚顺桥向弯矩的关系Fig.12 The relationship between the viscous damper parameters and the longitudinal bending moment of the arch foot

3.2.3 减隔震效果分析

主桥设计采用8个黏滞阻尼器及4个球型钢支座共同进行减隔震，约束体系布置见图13。

图13 主桥减隔震约束体系布置图(m)Fig.13 The layout of the main bridge minus isolation and restraint system (m)

将减隔震体系桥梁的地震响应与原结构体系进行对比。同一地震波作用下，图14给出了减隔震体系与原体系92号主墩处拱脚顺桥向弯矩时程曲线、图15给出了主梁梁端顺桥向位移时程曲线，表4给出了减隔震体系与原体系的拱肋内力峰值、主梁梁端位移峰值。

图14、图15及表4可知，相比原结构体系，减隔震体系的拱肋轴力降低5.7%～19.6%，拱肋弯矩降低8.9%～59.0%，拱脚处内力降幅最大，梁端位移降低61.5%，减隔震体系可有效降低结构的内力响应峰值，并显著减少梁端位移峰值，减隔震效果明显。

图14 92号主墩处拱脚顺桥向弯矩时程曲线Fig.14 Longitudinal bending moment time history curve of the main pier at No.92

图15 梁端顺桥向位移时程曲线Fig.15 Longitudinal displacement time history curve of the main girder end

表4 地震作用结构响应峰值对比Tab.4 Structural response comparison of seismic action

3.3 主桥抗震验算主要结果

模型考虑一般冲刷后对桩基受力不利影响，得到需求弯矩及轴力后，利用Ucfyber软件进行截面M-A关系数值分析，得到能力需求比。

本桥高桩承台，E2地震作用控制结构设计，经验算，主桥抗震设计满足规范要求，由于篇幅限制，仅列E2地震作用桩基础验算结果，结果见表5、表6,表中验算轴力及需求弯矩均为地震作用与恒载组合后的值，轴力拉“-”压“+”。

表5 E2纵向地震作用下桩基强度验算Tab.5 Pile strength calculation under the action of E2 longitudinal earthquake

由表5可知，E2纵向地震作用，桩基础最小能力需求比1.44，由表6可知，E2横向地震作用，92号主墩部分桩基为拉弯受力，能力需求比1.07，桩基截面配筋率1.95%，才能满足E2地震作用下抗震性能要求，这主要由于设计地震反应谱特征周期较长(1.1 s),地震动加速度峰值较大(0.475 3 m/s2)，主墩承台质量较大及冲刷后桩基自由桩长较长(23 m)所引起。

4 结 论

本文对某跨海大桥主桥总体方案与减隔震进行了研究及分析，主要结论如下:

(1)通过桥型方案比选，该桥采用拱轴系数1.5、矢跨比1/5、陀螺形钢箱截面拱肋及双边钢箱主梁的286 m跨下承式提篮拱桥。利用了浮力及潮汐差，提出拱梁整体浮运架设总体施工方案，使得超大吨位拱桥一次性安装变成可能，最大地降低了海上高空作业对通航的影响，有望取得较为显著的经济及社会效益。

(2)下承式提篮拱桥结构响应对黏滞阻尼器阻尼系数c较敏感，对速度指数α敏感性较小，合理选取阻尼参数，可有效降低结构内力和位移响应。综合考虑结构内力、位移响应规律和黏滞阻尼器全寿命周期成本，该桥黏滞阻尼器采用阻尼系数3 000 kN/(m/s)α，速度指数0.4。

(3)采用球型钢支座及纵向黏滞阻尼器共同进行减隔震后，梁端的纵桥向位移降低61.5%，拱肋轴力降低5.7%～19.6%，拱肋弯矩降低8.9%～59.0%，拱脚处内力降幅最大，减隔震效果显，为今后在该类型桥梁减隔震设计及研究提供有效的方法及途径。

(4)下承式提篮拱桥主墩承台质量较大及冲刷后桩基自由桩长较长时，在设计地震反应谱特征周期较长且地震动加速度峰值较大的地震作用下，部分桩基础会出现拉弯受力，桩基截面需求的配筋率较高。