福州長門特大橋主橋抗風性能研究

2017-12-28 06:35:16董學綢

福建交通科技 2017年6期

關鍵詞：風速體系模型

■董學綢

（福建省交通規劃設計院，福州 350004）

福州長門特大橋主橋抗風性能研究

■董學綢

（福建省交通規劃設計院，福州 350004）

福州長門特大橋位于閩江入海口處，主橋為主跨550m的雙塔雙索面斜拉橋，是國內首次采用塔梁固結體系的混合梁斜拉橋。橋位處風速較大，地處東南沿海臺風頻襲地區，曾多次受到強臺風的正面襲擊，大橋的抗風性能是控制設計的關鍵因素。通過對結構的靜風作用分析和常規比例節段模型的風洞試驗，對主橋的抗風性能進行了研究，可供類似橋梁設計參考。

混合梁斜拉橋塔梁固結風洞試驗抗風設計

1 工程概況

長門特大橋是福州繞城高速公路東南段的控制性工程，大橋位于閩江下游，瀕臨入海口處，在福州市連江縣長門村和瑯岐島之間跨越閩江。主要技術標準為：雙向六車道，橋面全寬38.5m，設計速度100km/h，設計荷載公路－I級，設計基本風速39.7m/s，地震基本烈度Ⅵ度，地震動峰值加速度0.05g。主橋采用主跨550m的雙塔雙索面斜拉橋（橋型布置如圖1所示），是國內首次采用塔梁固結體系的混合梁斜拉橋。充分考慮主梁邊中跨比（0.26）較小和橋址區風速較大等，中跨采用全封閉扁平流線型鋼箱梁（標準斷面如圖2所示），邊跨采用混凝土箱梁，為單箱四室箱梁（標準斷面如圖3所示），以克服輔助墩、過渡墩、橋臺處支座的負反力，提高結構抗風性能和整體剛度,鋼混結合段位于主塔中跨側24m。主梁全寬38.5m，主梁中心線處高度3.2m，至索塔區縮窄為35.5m。主塔采用花瓶型混凝土結構，橋面以上塔高126m，高跨比為0.23。

圖1 橋型布置圖（單位：m）

圖2 鋼箱梁標準斷面圖（單位：m）

圖3 混凝土梁標準斷面圖（單位：m）

2 橋位處風速

根據國家海洋局閩東海洋環境監測中心站提供的《長門特大橋橋位氣象觀測及風參數研究專題技術報告》[1]：橋址區地表類別為A～B類之間，平均風剖面冪函數指數α取0.15，橋址處基本風速Vs10=39.7m/s。取主跨跨中橋面設計標高+69.563m作為主梁基準高度，平均水位+0.865m。橋面高度處成橋運營狀態設計基準風速：

3 結構靜風作用分析

雙塔雙索面斜拉橋往往采用半飄浮體系，使主梁在體系環境溫度、行車等影響下能自由伸縮，同時緩解索塔的地震力。當橋址處抗震設防烈度較小，在主跨跨徑超過500m以后，尤其是在海灣或入海口地區，風荷載將逐漸成為控制性荷載。初步分析表明，本橋采用半漂浮體系對結構受力較為不利，風荷載是控制荷載，塔底彎矩大幅超出其他荷載工況的組合結果，同時梁端位移過大，對伸縮縫和滑動支座的允許位移量要求過大。因此，如何有效地抑制靜風荷載作用下的結構響應就成了比較迫切的問題。

根據本橋建設條件，參考國內外具備相似建設條件的昂船洲大橋和諾曼底大橋的結構體系，提出了塔梁固結體系方案。為分析本橋塔梁固結體系在靜風作用下的結構受力性能，對比了以下5種不同的結構體系：（1）體系一：半飄浮體系，索塔和主梁間只有豎向約束，無縱向約束；（2）體系二：限位體系，在橋臺和過渡墩設置縱向限位擋塊，在溫度、汽車荷載等正常運營條件下結構不受約束，在極限風等特殊作用下約束橋塔和主梁的位移；（3）體系三：彈性約束體系，塔梁間設置一定剛度的縱向彈性約束，單個主塔的彈性約束分別采用10MN/m、50MN/m和100MN/m；（4）體系四：混合體系，北塔處塔梁固結，南塔處設豎向支承；（5）體系五：剛構體系，南、北塔處塔梁均固結。

表1列出了不同體系在極限風工況組合作用下結構位移計算結果。表2列出了不同體系在不同工況組合作用下索塔底部的彎矩計算結果。可以看出，本橋采用塔梁固結體系后具有較好的抗靜風性能：（1）能有效降低塔底截面的控制組合彎矩，較半漂浮體系降低約30%，可減小主塔下塔柱尺寸，降低工程造價；（2）塔頂、梁端位移較其余體系均有大幅降低，行車平順性大幅提高，支座位移需求大幅減小，無需采用特殊設計的大變形量支座。此外，采用塔梁固結體系，取消了塔梁結合處的橫向抗風支座及豎向大噸位支座，節約造價的同時也避免了運營期更換和維護支座帶來的麻煩，同時施工期間避免了塔梁臨時約束，降低了施工風險。

表1 極限風作用下結構位移（單位：mm）

表2 不同工況下塔底彎矩（單位：MN·m）

4 結構動力特性分析

采用ANSYS有限元分析程序，對主橋成橋運營狀態和最長單懸臂狀態兩種結構狀態進行了固有動力特性分析。在有限元模型中，橋塔和主梁采用了三維梁單元，其中主梁采用了脊骨梁模型；斜拉索采用了桿單元，并使用了等效彈性模量來考慮斜拉索的初始拉力和重力對剛度的影響。在進行主梁節段模型質量系統模擬時按文獻[2]考慮了全橋振動效應和振動空間特性的主梁等效質量和等效質量慣矩。圖4為主橋成橋運營狀態結構動力特性分析模型示意。表3列出了主橋成橋運營和最長單懸臂狀態的豎彎、扭轉基頻及對應的主梁等效質量、等效質量慣性矩以及扭彎頻率比。

圖4 主橋成橋運營狀態結構動力特性分析模型示意

表3 豎彎、扭轉基頻及對應等效質量、等效質量慣性矩

5 顫振穩定性檢驗

5.1 顫振檢驗風速

長門特大橋主橋主跨長550m，考慮風速的脈動影響及水平相關特性的無量綱修正系數μf可參照《公路橋梁抗風設計規范》[3]，按A～B類地表類別取為1.2642。考慮風洞試驗誤差及設計、施工中不確定因素的綜合安全系數K=1.2，則100年重現期成橋運營狀態顫振檢驗風速為：

施工階段，風速重現期取30年，參照《公路橋梁抗風設計規范》[3]，風速重現期系數η=0.92。施工階段的顫振檢驗風速為：

5.2 主梁節段模型測振風洞試驗

試驗采用彈簧懸掛二元剛體節段模型（圖5所示）。根據實橋主梁斷面尺寸和風洞試驗段尺寸以及直接試驗法的要求，主梁節段模型的縮尺比取為λL=1/55，模型的總長度取為1.74m。模型的試驗彈性參數模擬了成橋運營狀態以及最長單懸臂狀態一階扭轉和一階豎向彎曲振動。主梁節段模型質量和質量慣性矩按考慮了實橋振動空間特性及橋塔、斜拉索振動效應的主梁等效質量和等效質量慣性矩進行模擬[2]。

圖5 主梁節段模型

5.3 顫振穩定性檢驗

試驗在均勻流場中進行，采用直接試驗法對主橋成橋運營狀態和施工最長單懸臂狀態進行了+3°、0°和-3°三種攻角的豎彎和扭轉兩自由度耦合顫振試驗，顫振臨界風速試驗結果列于表4。

表4 節段模型顫振臨界風速試驗結果(m/s)

由表4可以看出，成橋運營狀態和最長單懸臂狀態下均滿足顫振穩定性的要求。

6 渦激共振檢驗

根據《公路橋梁抗風設計規范》[3]，成橋運營狀態下豎彎渦振及扭轉渦振允許振幅分別為：

其中，fb、ft分別取豎彎和扭轉基頻；B取橋寬38.5m。

渦激共振試驗用節段模型與前文所述顫振試驗用節段模型相同。與顫振試驗一樣，由于節段模型為兩維模型，為考慮全橋振動的三維空間效應，渦激共振節斷模型的質量和質量慣性矩同樣按實橋主梁的等效質量和等效質量慣性矩來模擬[2,4]。此外，在由試驗結果計算實橋的渦激共振幅值時，除了按幾何縮尺比換算外，還引入振型修正系數，用來考慮實橋振型函數的影響[4]。

試驗在均勻流場中進行，風攻角為+3°、0°和-3°，豎彎和扭轉渦激共振風速比分別為1/4.039和1/4.021。試驗風速范圍為 0～20m/s，相當于實橋風速的 0～80.8m/s，已超過了成橋運營階段的設計基準風速53.0m/s。試驗中各攻角下均未觀察到有明顯渦激共振發生。

7 靜力扭轉發散檢驗

7.1 靜力扭轉發散檢驗風速

根據《公路橋梁抗風設計規范》[3]第6.1.5條規定，斜拉橋成橋運營狀態靜力扭轉發散檢驗風速為：

施工階段的靜力扭轉發散臨界風速為：

對于斜拉橋，《公路橋梁抗風設計規范》[3]第6.1.4條給出了靜力扭轉發散檢驗風速的二維線性計算公式：

式中，C′M為當風攻角為0時，主梁扭轉力矩系數C′M的斜率，宜通過風洞試驗或數值模擬技術得到。

7.2 主梁節段模型測力風洞試驗

為得到風攻角為0時，主梁扭轉力矩系數C′M的斜率C′M，采用節段模型對主梁的氣動靜力三分力系數進行風洞試驗。測試用節段模型與上文所述測振用節段模型相同。試驗中，節段模型被豎直地安裝在風洞中的轉盤上，由位于風洞底板下、轉盤機構上的底支式五分量應變天平支撐，作用在節段模型上的氣動力由該五分量應變天平進行測量。測試分為成橋運營狀態和施工狀態共兩個工況進行，試驗風速為10.0m/s。試驗所得的主橋成橋運營狀態和施工狀態主梁斷面三分力系數隨風攻角變化曲線如圖6和圖7所示。圖中，CH、CV和CM分別為體軸系下的橫向力系數、豎向力系數和扭轉力矩系數，CD和CL則分別為風軸系下的氣動阻力和升力系數。