異形空間橋塔半飄浮體系斜拉橋結構性能分析

潘路杰

［上海市城市建設設計研究總院（集團）有限公司，上海市200125］

0 引 言

隨著我國經濟的飛速增長，人們對于橋梁建設的要求已從功能性提升至景觀性，而三維有限元軟件的發展使得異形結構橋梁的精細設計成為了可能[1]。

本文以異形鋼塔鋼梁斜拉橋為例，通過有限元對其進行總體受力分析計算。所得結果可作為后續類似橋型設計的參考。

1 項目概況及技術標準

道路等級為城市次干路，道路規劃紅線標準寬度38 m，雙向6車道，其中橋梁工程斷面寬度為41.0～54.8 m。橋梁采用135 m+（57+33）m=225 m空間曲形雙索面斜拉橋，半飄浮體系。

主跨主梁采用鋼梁（雙邊箱），邊跨主梁采用鋼箱梁（配重），橋寬41.0~54.8 m，道路中心線處梁高3.5 m，中塔總高108 m，其中橋面以上97.39 m，橋面以下10.61 m。

異形鋼塔鋼梁斜拉橋效果圖見圖1。

圖1 異形鋼塔鋼梁斜拉橋效果圖

2 結構設計

2.1 主梁

主梁主跨采用雙邊箱結構，邊跨采用單箱3室結構。鋼箱梁中心高3.5 m，橋面頂面設1.5%橫坡，底面水平。主跨標準節段長9 m，重約188 t；邊跨標準節段長6 m，重約135 t。鋼箱梁在輔助墩及PM3橋臺處采用混凝土壓重。主梁頂板采用UHPC+鋼組合橋面板。

2.2 主塔

主橋在空間設置3根塔柱，橋塔采用鋼結構，主要承受塔上鋼錨箱傳來的斜拉索索力，以及由活載、溫度、風載所產生的順橋向和橫橋向荷載。

橋塔中塔頂高108 m，邊塔柱高105 m。塔柱主要受力結構采用箱型斷面，塔頂底外輪廓尺寸均為變化尺寸[2]。

2.3 主橋斷面布置圖

主梁跨中斷面圖見圖2。

圖2 主梁跨中斷面圖（單位：mm）

3 靜力分析

3.1 模型的建立

采用Midas/Civil軟件對橋梁上部總體結構進行有限元計算分析，計算模型中共計876個節點，1 360個單元。橋梁上部總體結構計算集合模型見圖3，其中主梁填充混凝土及橋面UHPC未做受力考慮。

圖3 橋梁上部總體結構計算集合模型

主梁模擬：采用基于頂底板的劃分方式進行梁格劃分，并根據整體梁截面的慣性軸位置修正劃分后梁格的截面特性。

橋塔模擬：橋塔為空間異形結構，主塔底部以上6.8 m范圍內為混凝土段，根據上下控制截面構造出變截面組，采用梁單元模擬；距底部以上6.8 m至塔頂均為鋼結構部分，根據壁厚不同分為不同節段的變截面。主塔與邊塔之間用20道水平鋼聯結系連接，保證索塔的整體受力；在斜拉索區的11道水平聯結系及非斜拉索區位置的9道聯結系均采用三角水平聯結系，最下面1道大橫梁直線聯結1個塔柱。

拉索模擬：模型中斜拉索采用按恩斯特公式[3]修正剛度的只受拉桁架單元模擬，斜拉索梁上基本索距為6.0～9.0 m，塔上基本索距為3.0 m，全橋共2×11=22對斜拉索。根據受力大小，本橋斜拉索型號共有PES（C）7-211、PES（C）7-241、PES（C）7-253這3種規格。

邊界約束模擬：主梁縱向可自由活動，支座約束見表1。其中PM0為主跨側橋臺，PM1為橋塔，PM2為輔助墩，PM3為邊跨側橋臺。

表1 支座約束表

3.2 計算結果

3.2.1 主塔位移及應力

摘取模型中橋塔塔頂正常使用狀態標準組合下的位移及基本組合下塔底的應力計算結果，見表2。

表2 主塔效應表

由于橋梁體系不對稱，使橋塔受到不平衡的索力影響，主塔在1期自重的工況下已有12 cm的縱向位移，方向向主跨傾斜。而橋面汽車活載的影響加大了主塔的縱向位移，最大達到18 cm。

橋塔的橫向位移主要由風荷載導致，塔高108 m下約為1/1 500。

橋塔的豎向位移受橋塔自重以及整體升降溫影響，最大位移量為6.4 cm（向下）。

3.2.2 主梁位移及應力

通過有限元軟件的計算分析，主梁豎向活載引起的最大、最小位移分別為1 mm(向上)與84 mm(向下)，正負位移之和為85 mm，活載引起的撓跨比為1/1 588，遠小于《公路鋼結構橋梁設計規范》（JTG D64—2015）對于主梁剛度的要求。這說明在拉索作用下，主梁剛度較大，而輔助墩的設置使得主跨豎直向上的位移極小，對主梁結構的剛度有很大的提高作用。

正常運營階段基本組合下鋼梁的應力計算結果見圖4、圖5。

圖4 主梁縱梁上緣最大最小正應力圖（單位：MP a）

圖5 主梁縱梁下緣最大最小正應力圖（單位：MP a）

鋼主梁橋面板為帶縱橫向隔板以及縱向U肋的正交異性橋面板，在總體模型中已按照梁格模型建立帶U肋的縱梁，故梁格模型中已計入第2體系對橋面板的影響（未考慮UHPC作用）。主跨主梁縱向最大應力位于2個邊主梁端部，為176.9 MPa拉應力，而邊跨主梁縱向最大應力為橋面中心單幅索面錨固主梁處，為193.2 MPa。分析結果表明，主梁各控制截面強度均能滿足《公路鋼結構橋梁設計規范》規定。

另外，為了避讓中塔柱，主梁橋面采用了開孔的處理手段。支座處橫隔板被中塔柱切斷，原有的橫向傳力模式被破壞，鄰近孔洞的2個橫隔板受力而產生應力集中現象，應對該處橫隔梁進行加強處理。

3.2.3 UHP C剛性鋪裝對橋面板第2體系[4]的影響

為保守起見，上述分析并未考慮UHPC對橋面板的影響。實際上鋪裝層總會參與受力，此處通過有限元分析對該橋第2體系的應力進行分析計算。

通過建立不考慮UHPC鋪裝的梁格模型與考慮UHPC鋪裝的板殼模型（見圖6），對正交異性板U肋的應力進行分析，計算結果見表3，結果均計入1.4倍沖擊系數。

圖6 第2體系板殼模型消隱圖（單位：MP a）

表3 鋼橋面U肋效應表

由表3可見，在第2體系下采用剛性UHPC鋪裝可以大大降低橋面板U肋的應力，有效提高鋼橋面板的剛度及強度。同時，應力幅的大大降低也能有效解決鋼橋面板的疲勞問題。

4 動力分析

利用Midas/Civil軟件進行橋梁特征值分析。采用多重Ritz向量法，得到主橋結構前6階振型頻率見表4；主橋結構前6階振型見圖7。

表4 主橋結構前6階動力特性表

圖7 主橋結構前6階振型圖

由計算分析得到的頻率以及振型可知：（1）該橋的自振周期較短，1階周期僅為1.198 s，說明該橋的整體剛度較大；（2）該橋前4階振型均為主梁豎彎及扭轉，表明該橋主梁的剛度相對于主塔來說略小，主塔3個截面通過連桿剛性連接的整體性較好。

5 穩定分析

采用空間有限元法進行成橋狀態主橋穩定性驗算。采用Madis/Civil空間分析程序進行計算,得到各工況計算結果及成橋狀態失穩模態（見表5）；主橋結構第1階、第2階失穩模態見圖8、圖9。

表5 彈性屈曲特性表

圖8 主橋結構第1階失穩模態

圖9 主橋結構第2階失穩模態

成橋狀態1類穩定系數約為15，遠大于4，表明結構在施工階段以及成橋運營階段的穩定性較好。主要是因為主塔的剛度較大，而空間索面的布置對橋梁的側傾提供了較好的約束作用。

6 結語

（1）在設計中，為了保守起見，通常在第1體系中不考慮UHPC橋面鋪裝參與受力，但在第2體系分析中UHPC鋪裝對橋面的剛度及強度均有較大貢獻，計算中應加以考慮，可更接近于真實受力情況。

（2）為了避讓中塔柱，主梁橋面采用了開孔的處理手段。支座處橫隔板被中塔柱切斷，原有的橫向傳力模式被破壞，鄰近孔洞的2個橫隔板受力而產生應力集中現象，應對該處橫隔梁進行加強處理。

（3）在成橋索力作用下塔頂有超過15 cm的水平位移，索長設計計算中應考慮該因素的影響。

（4）空間三維斜拉橋設計時，需要采用三維放樣或類似的BIM手段，索、塔、連桿、梁的相對關系必須明確，否則很容易造成位置沖突的問題。

（5）橋塔的布置及剛性連接使得主塔的整體剛度較大，而空間索面的布置對橋梁的側傾能提供了很好的約束作用。