大跨度公鐵雙層斜拉橋主梁渦激共振機理與控制

劉志文 ，周威 ，劉振標 ，嚴愛國 ，夏正春 ，陳政清

［1.橋梁工程安全與韌性全國重點實驗室（湖南大學），湖南 長沙 410082；2.風工程與橋梁工程湖南省重點實驗室（湖南大學），湖南 長沙 410082；3.湖南大學 土木工程學院，湖南 長沙 410082；4.中鐵第四勘察設計院集團有限公司，湖北 武漢 430063］

為滿足日益增大的交通量需求，亟需提升橋梁通行能力并節省線路資源.大跨度公鐵合建雙層桁架梁橋作為一種適用的橋型，其應用逐漸增多.隨著橋梁跨徑的增加，公鐵合建桁架梁橋的結構剛度、自振頻率和阻尼比顯著降低，導致其對風荷載作用愈加敏感，易發生風致振動.渦振是在常遇風速下結構發生的一種風致振動形式，由流經結構后周期性脫落的旋渦引起，具有自激和限幅振動特性.當旋渦脫落頻率接近或等于橋梁結構某一階固有頻率時，會引起結構共振［1］.盡管渦振不會像顫振一樣導致發散性振動，但會影響行車舒適性，引發社會關注，若不進行控制還會導致結構疲勞.近年來，多座大跨度橋梁發生明顯的渦激振動，如俄羅斯伏爾加格勒大橋［2］、韓國珍島大橋［3］以及我國的浙江西堠門大橋［4］、廣東虎門大橋［5-6］和武漢鸚鵡洲長江大橋等.與公路橋梁相比，鐵路橋梁需保證高速列車平穩通過，對渦振更敏感.因此，大跨度公鐵雙層桁架橋梁渦振性能是橋梁設計中重點關注的問題之一.

傳統單層橋面桁架主梁具有較好的渦振性能（如美國金門大橋、日本明石海峽大橋等），但已有文獻研究表明，雙層桁架梁的氣動性能較復雜，存在渦激振動的可能性.王騎等［7］通過主梁節段模型風洞試驗發現倒梯形雙層桁架梁存在明顯的豎向渦振，提出增設導流板來抑制渦振的方法；王景奇等［8］對雙層桁架梁渦振性能及抑振措施進行試驗研究，發現上層橋面欄桿透風率對渦振性能有較大影響；李加武等［9］通過主梁節段模型測振試驗研究雙層∏型斷面的渦振性能，指出其渦振振幅隨橋面間距的增加先減小后增大，并認為間距為梁高兩倍時主梁渦振性能更優；Fang 等［10］通過試驗研究發現雙層桁架梁斷面容易發生渦激共振，并通過計算流體動力學（CFD）數值模擬分析斷面附近流場的頻率特性，揭示主梁扭轉渦振的誘因.此外，日本神戶大橋［11］和我國重慶韓家沱長江大橋［12］也在原設計斷面風洞試驗中發現明顯渦振現象.

目前，國內外學者針對單層橋面橋梁渦振性能及其控制措施開展較多研究.Nagao 等［13］通過煙霧法與測壓法研究欄桿對箱梁渦振性能的影響，指出欄桿對控制主梁豎向渦振不利，但能抑制扭轉渦振.李永樂等［14］通過試驗發現檢修車軌道和欄桿均對渦振有較大影響，認為分流板可以改善鋼箱梁渦振性能.Wang等［15］、Larsen等［16］研究發現下斜腹板角度為15°時能顯著提升流線型箱梁渦振性能.李春光等［17］通過大比例節段模型測振和表面測壓試驗，揭示欄桿基石對流線型箱梁渦振的影響，并指出降低欄桿基石高度和將其位置外移可有效抑制渦振.Yang等［18］研究下穩定板對箱梁斷面渦振的抑制效果，發現一定高度、間距的雙下穩定板可以消除主梁扭轉渦振，并大幅降低豎向渦振振幅.此外，許多學者研究單層橋梁∏型斷面的渦振性能.Kubo 等［19］基于測壓試驗探究∏型斷面渦振機理.Zhang等［20-21］通過風洞試驗對比多種氣動措施對∏型雙箱梁渦振性能的影響，認為在箱梁下緣增設小三角形風嘴的抑振效果較好.劉志文等［22］通過試驗測試∏型斷面渦振性能的影響，并比較采用上穩定板、下穩定板、導流板和裙板等抑振措施的效果.

采用CFD 進行主梁渦激振動研究具有流場可視化強等特點，廣泛應用于橋梁風工程領域［23-26］.胡傳新等［27］通過CFD數值模擬出加裝抑流板后流線型箱梁附近的流場速度矢量圖，揭示抑流板對渦振的控制機理.劉志文等［28］通過風洞試驗與CFD 數值模擬從流場和表面壓力變化的角度解釋渦振機理，認為內移檢修車軌道可有效抑制主梁渦振.李歡等［29］基于CFD 數值模擬探究∏型斷面渦振機理.周志勇等［30］通過1∶20 大尺度節段模型風洞試驗及CFD 數值模擬相結合的方法分析邊防撞欄桿對橋梁渦振性能的影響.

綜上所述，國內外學者研究主要針對單層橋面橋梁的氣動性能，對公鐵合建雙層桁架梁橋渦振性能及其控制機理的研究相對較少.本文采用常規比例（1∶60）節段模型風洞試驗研究不同來流攻角下雙層橋面主梁渦振性能，并選取最不利風攻角綜合比較間隔封閉欄桿、加裝抑流板、增設倒L 型裙板和風嘴等氣動措施對主梁結構渦振性能的影響.然后采用CFD 對比不同斷面的靜態繞流特性，從流場角度探究雙層橋面桁架梁渦振機理.

1 概述

1.1 工程背景

洪奇瀝特大橋是一座主跨808 m 的公鐵雙層斜拉橋，主橋結構的跨徑布置為（100+100+100+808+100+100+100）m=1 408 m，立面如圖1（a）所示.中跨處主梁采用上層正交異性鋼橋面與下層鋼箱梁組合的倒梯形雙層桁架梁，上層公路橋橋面寬38.1 m，下層鐵路橋橋面寬25.2 m，主梁中心處高度為15.32 m，上下弦桿中心間距為13 m，標準桁節間長度為13.5 m.斜拉索采用雙索面扇形布置，在中跨主梁上的錨固間距為13.5 m.中跨主梁標準斷面如圖1（b）所示.全橋共224 根斜拉索，橋塔采用混凝土橋塔，塔高為258 m.

圖1 洪奇瀝特大橋立面布置圖和主梁斷面圖（單位：m）Fig.1 Elevation layout and main deck section of hongqili bridge（HQL bridge）（unit：m）

1.2 結構動力特性

采用大型有限元商業軟件ANSYS 建立該橋空間有限元模型，其中，橋面板采用SHELL181 單元模擬，鋼桁架、橋塔和橋墩采用BEAM188 單元模擬；下層鋼箱梁用BEAM188 單元模擬且與鋼桁架之間用剛臂連接；剛臂采用BEAM4 單元模擬；欄桿、橋面鋪裝等模擬質量不考慮剛度貢獻，采用MASS21 單元模擬；斜拉索采用LINK10 單元模擬.全橋共劃分為13 734個單元.圖2所示為洪奇瀝特大橋主橋有限元模型（圖中梁單元已顯示單元形狀）.有限元模型的邊界條件與橋梁實際約束保持一致，即在橋塔和橋墩底部均設置為固結；在橋塔支座和主梁之間按照漂浮體系進行約束，同時在橋塔與主梁上層橋面連接處考慮水平抗風支座；在所有橋墩支座處約束豎向位移，并對一側橋墩支座約束橫向位移.在進行結構動力特性分析時，考慮初始應力和垂度效應，表1所示為該橋結構固有頻率與振型描述.

表1 洪奇瀝特大橋主橋主要模態頻率和振型Tab.1 Main modal frequencies and mode shapes of HQL bridge

圖2 洪奇瀝特大橋主橋有限元模型圖Fig.2 Finite element model of HQL bridge

2 試驗裝置及工況

2.1 試驗裝置

洪奇瀝特大橋主梁節段模型試驗在湖南大學的HD-2號風洞第一試驗段進行，該風洞為水平布置閉口回流式邊界層風洞，試驗段長17 m，寬3 m，高2.5 m，空風洞試驗段風速范圍為0～58 m·s-1且連續可調，風速大于2 m·s-1時來流湍流度小于0.5%.

桁架主梁沿順橋向展向相關性較弱，為準確反應實際橋梁斷面氣動力性能，減少端部效應影響［31］，節段模型選取8 個標準桁段.綜合考慮確定主梁節段模型的幾何縮尺比λ=1∶60，長度為L=1.8 m，上下弦桿中心高度為H=0.217 m，寬度為B=0.635 m，模型長寬比為L∕B=2.83，具體參數如表2 所示.主梁節段模型采用鋼骨架外包ABS 板制作，由鋼骨架提供整體剛度，ABS 板外衣模擬主梁氣動外形；橋面內外兩側防撞護欄及檢修車軌道采用ABS 板雕刻，并模擬欄桿透風率.為形成二元流動，在模型兩側設置3 mm 厚類橢圓形端板，端板寬1.1 m，高0.7 m.模型兩端連接水平連桿，在水平連桿端部共采用8 根豎向彈簧與風洞頂面和底面連接，形成兩自由度彈性懸掛系統，并通過位于模型兩端的轉盤實現試驗攻角改變.試驗采用激光位移傳感器進行測量，在模型中央下側上下游對稱布置兩個激光位移計，位移計間距為0.345 m，采樣頻率為1 kHz.振動過程中模型未發生橫向“蹺蹺板”現象.主梁節段模型風洞試驗照片如圖3所示，試驗在均勻流場中進行.

表2 成橋狀態主梁節段模型試驗參數Tab.2 Experimental parameters of the section model of the main deck in-service stage

圖3 主梁節段模型風洞試驗Fig.3 Main deck section model wind tunnel test

2.2 試驗工況

首先，針對主梁斷面原設計方案進行主梁測振試驗研究；然后，針對最不利風攻角（+3°）進行主梁斷面渦激共振氣動控制措施研究.具體試驗工況如表3所示，不同氣動控制措施示意如圖4、圖5所示.

表3 試驗工況匯總Tab.3 Summary of test cases

圖4 氣動措施位置示意圖Fig.4 Aerodynamic measures

圖5 氣動措施實橋尺寸（單位：mm）Fig.5 Detailed dimension of aerodynamic measures of the prototype bridge（unit：mm）

3 試驗結果

3.1 渦振允許幅值

公路橋梁和鐵路橋梁對渦振限值有著不同的要求.由于列車行駛過程中對平穩性要求更高，鐵路橋梁對渦振性能有更嚴格的要求.但目前鐵路橋梁的抗風設計規范尚未頒布，因此橋梁的渦振允許值仍以公路橋梁的計算結果作為參考值.根據《公路橋梁抗風設計規范》（JTG∕T 3360-01—2018）第8.2.9 條規定，公路橋梁成橋狀態主梁豎向渦激共振和扭轉渦激共振的允許振幅分別為：

式中：[hv]和[θt]分別為主梁豎向和扭轉渦激共振的允許振幅；fv和ft分別為主梁豎向和扭轉振動頻率；B為主梁斷面的寬度.故主梁豎向渦激共振和扭轉渦激共振的允許振動響應根方差分別為0.114 3 m 和0.126 6°.

3.2 主梁斷面原設計方案渦振響應

圖6 所示為主梁斷面原設計方案渦振響應根方差隨折算風速的變化曲線.其中，橫坐標折算風速為U∕fB，U為風速，f取為零風速下的豎向振動頻率fv或扭轉振動頻率ft，B為橋寬；縱坐標數據已換算到實橋，其中σv和σt分別為豎向和扭轉振動根方差.由圖6 可知，在+3°和0°風攻角下，主梁斷面原設計方案均出現明顯的豎向渦振和扭轉渦振現象；在-3°風攻角下，主梁斷面原設計方案僅有小幅豎向渦激振動，未出現扭轉渦振現象.在+3°風攻角下，主梁豎向渦振包含兩個鎖定區間，折算風速分別是0.78～1.04（實橋風速為7.3～9.8 m·s-1）和1.50～2.28（實橋風速為14.2～21.5 m·s-1），對應的最大豎向渦振響應根方差分別為0.008 m 和0.271 m，其中第二個豎向渦振鎖定區最大響應為規范允許值的2.37倍；扭轉渦振的鎖定區間為1.20～1.59（實橋風速為31.0～40.6 m·s-1），最大扭轉渦振根方差為0.236°，為規范允許值的1.86倍.在0°風攻角下，主梁豎向渦振鎖定區間為1.50～2.40（實橋風速為14.2～22.6 m·s-1），最大豎向渦振響應根方差為0.130 m；扭轉渦振鎖定區間為1.30～1.59（實橋風速為33.1～40.6 m·s-1），最大扭轉渦振根方差為0.159°.在-3°風攻角下，豎向渦振鎖定區間為1.10～1.27（實橋風速為10.4～12.0 m·s-1），最大豎向渦振響應根方差為0.036 m，未出現扭轉渦振現象.

圖6 主梁原設計斷面渦振響應根方差隨折算風速變化Fig.6 RMS of the VIV response of the original design section of the main deck vs.reduced wind velocity

在+3°和0°風攻角下，豎向渦振的鎖定區間內同時出現小幅扭轉振動現象［如圖6（b）所示，對應折算風速為0.6～0.8］，但其根方差在允許值范圍內.對折算風速為0.8時的測點位移時程進行頻域變換，結果顯示僅有頻率為3.113 Hz 的主峰，這可能是由豎向渦振過程中模型連帶產生的不規則振動導致，這一現象在以往文獻中也有記錄［17］.值得注意的是，在-3°風攻角下，主梁斷面低風速下的豎向渦振響應明顯高于其他風攻角，由于自然風的常遇風速以低風速為主，因此結構出現渦振響應的頻率提高，對結構不利.

綜上，主梁斷面原設計方案存在較為明顯的渦振現象，有必要進行氣動控制措施研究.故選取最不利風攻角（即+3°風攻角）開展主梁渦振氣動控制措施研究.

3.3 采取不同氣動措施的控制效果

已有研究結果表明［28，32-34］，主梁斷面渦振性能對其氣動外形變化十分敏感，合理的氣動措施可以有效控制渦振響應.因此，參照已有研究成果分別進行間隔封閉欄桿、抑流板、倒L 型裙板、下層橋面風嘴和上層橋面風嘴對主梁原設計斷面渦振響應控制效果研究.

3.3.1 間隔封閉欄桿、加裝抑流板

首先，研究3種間隔封閉欄桿方案和2種抑流板對主梁斷面渦振響應的控制效果，分別對應工況4～8，氣動措施詳細尺寸如圖5（a）（b）所示.試驗在+3°風攻角下進行，圖7所示為工況4～8對應的渦振響應根方差隨折算風速的變化曲線.

圖7 工況4～8對應的主梁渦振響應根方差隨折算風速變化Fig.7 RMS of the VIV response of the main deck vs.reduced wind velocity for cases 4～8

由圖7可知，在+3°風攻角下，上層橋面上間隔封閉防撞護欄與加裝抑流板對主梁渦振的抑振效果大致相同，均能完全抑振主梁的扭轉渦振，并對豎向渦振控制具有一定的效果.其中工況5（內外側防撞欄桿隔1封1，交替布置）與工況7（加裝傾斜角為15°的抑流板）在同類型氣動措施中對渦振的抑制效果相對最優，與原設計斷面豎向渦振響應峰值相比分別降低43.2%和44.6%，但仍超過規范允許值.隨著欄桿封閉程度與抑流板角度的改變，主梁扭轉渦振性能均表現良好，而其豎向渦振性能會發生一定程度的波動.根據已有研究可知，間隔封閉欄桿可以減小上表面分離旋渦沿主梁縱向的相關性［35］，而抑流板尾部連續脫落的旋渦可以改變上表面氣流的流動方式［27］.因此，兩種氣動措施可能擾亂了流經上層橋面上表面的氣流，使分離后旋渦的能量分散，從而一定程度上減少主梁豎向渦振響應，并抑制主梁扭轉渦振.

3.3.2 增設倒L型裙板、風嘴A和風嘴B

圖8所示分別為工況9～12對應的主梁渦振響應根方差隨折算風速的變化曲線.由圖8 可知，在+3°風攻角下，上弦桿外側增設風嘴B（角度為60°，工況12）的抑振效果相對最好，能完全抑制主梁的豎向和扭轉渦振，其中較低風速下的第一個豎向渦振也完全消失；組合氣動措施（工況11）的抑振效果次之，在折算風速1.62～1.96（實橋風速15.3～18.6m·s-1）范圍內仍存在豎向渦振現象，其最大豎向渦振響應根方差為0.053 m，滿足規范要求；而上弦桿外側增設倒L型裙板（工況9）或下弦桿外側增設風嘴A（角度為51°，工況10）后，主梁的渦振僅得到一定程度的抑制，其豎向和扭轉渦振響應峰值仍超過規范允許值.另外，增設倒L 型裙板會使得主梁渦振區間整體后移.值得注意的是，倒L 型裙板和風嘴A 會導致主梁結構在低風速下的豎向渦振性能惡化，如+3°風攻角下，折算風速1.08（實橋風速10.2 m·s-1）附近的豎向渦振響應均達到原設計斷面渦振響應的2.5倍，且較低的渦振起振風速會增加主梁渦振的出現頻次，對結構不利.

圖8 工況9～12對應的主梁渦振響應根方差隨折算風速變化Fig.8 RMS of the VIV response of the main deck vs.reduced wind velocity for cases 9～12

為全面評估上弦桿外側增設風嘴B 這一氣動措施的有效性，分別進行了0°、±3°風攻角下主梁結構渦振性能的試驗研究，試驗結果如圖9 所示.由圖9可知，上弦桿外側增設風嘴B 后，各風攻角下主梁結構的渦振抑制效果顯著提升，0°與+3°風攻角下均未發生渦激共振現象；-3°風攻角下，主梁斷面仍有低風速區間的豎向渦振，但其最大豎向渦振響應較原斷面減小76.7%，控制效果顯著，未發現扭轉渦振現象.這表明上弦桿外側增設風嘴B 具有良好的抑振效果.

圖9 工況12～14對應的主梁渦振響應根方差隨折算風速變化Fig.9 RMS of the VIV response of the main deck vs.reduced wind velocity for cases 12～14

3.3.3 上弦桿外側增設風嘴C

比較分析以上工況可知，在上層橋面上加裝的氣動措施對主梁渦振的影響效果更明顯，如上弦桿外側增設風嘴B 后能完全抑制主梁斷面的豎向和扭轉渦振現象；間隔封閉欄桿和增設抑流板均能完全抑制主梁斷面的扭轉渦振現象，且對豎向渦激的幅值和渦振區間有顯著改變；而下弦桿外側加裝風嘴A 后主梁結構基本維持原有渦振風速區間不變.由此可以推斷，上層橋面的渦脫對主梁渦振起控制作用.

考慮到上弦桿外側增設風嘴B 后主梁結構具有良好的氣動性能，為進一步檢驗上弦桿外側風嘴對主梁結構渦振性能的影響，試驗設計一種尺寸更小、外形更鈍的風嘴C（角度為78°），詳細尺寸如圖5（e）所示.圖10 所示為上弦桿外側增設風嘴C 后不同風攻角下主梁渦振響應根方差隨折算風速的變化曲線.由圖10 可知，上弦桿外側增設風嘴C 后，主梁結構在0°和+3°風攻角下的豎向和扭轉渦振完全消失，在-3°風攻角下僅出現輕微的豎向渦振，且其幅值與增設風嘴B 后的響應幅值相當，最大豎向渦振響應根方差為0.010 m 左右，均遠小于規范允許值，未發生扭轉渦振現象.

圖10 工況15～17對應的主梁渦振響應根方差隨折算風速變化Fig.10 RMS of the VIV response of the main deck section vs.reduced wind velocity for cases 15～17

對比圖9 和圖10 可知，風嘴B 與風嘴C 具有相同的抑振性能，均能有效抑制主梁斷面的渦激振動，但風嘴C 的尺寸更小，經濟性更優，因此風嘴C 更適合作為最終的抑振措施.

4 渦振機理

為進一步研究雙層桁架主梁渦振機理，采用計算流體動力學方法研究主梁斷面流場.綜合考慮計算效率與計算精度，采用二維桁架斷面進行CFD 數值模擬，偏于安全考慮將斜腹桿置于中間位置［36］，同時考慮鋼橋面下方U 肋影響，簡化后的二維計算斷面如圖11 所示.由于篇幅限制，數值模擬僅列出原設計斷面與上弦桿外側增設風嘴C 在+3°風攻角下的工況.

圖11 主梁二維簡化斷面Fig.11 Two-dimensional simplified section of main deck

4.1 計算域與網格劃分

計算域的選擇與模型阻塞率δ有關，一般數值模擬要求δ＜5%.本文采用尺寸16B×32B（B為主梁寬度）的計算域，對應的模型外輪廓阻塞率δ=2.5%，計算域大小及邊界條件設置如圖12（a）（b）所示.

圖12 計算域、邊界條件和網格Fig.12 Computation domain、boundary condition and mesh

采用分塊化方式劃分網格，靠近壁面處采用結構化網格并局部加密，利用混合網格進行過渡，最外側采用結構化網格，最大網格增長率控制在1.15 以下，網格總數約85萬，底層網格高度為2e-5B.計算斷面如圖11 所示，其縮尺比取1∶60，與節段模型尺寸一致.在+3°風攻角下計算，計算風速為節段模型試驗中豎向渦振響應最大時風速，即V∞=4.36（實橋風速為20.8 m·s-1），計算穩定后壁面處的Y+值基本在3以下（，u*為壁面剪切速度；y為距離壁面的第一層網格高度；v為流體運動黏性系數）.收斂參數設置為1e-6，湍流模型選取k-ωSST 模型；采用SIMPLEC 算法求解壓力速度耦合方程，對流項和擴散項離散均采用二階迎風差分.

4.2 網格與時間步無關性檢驗

主梁斷面靜氣動力系數的定義：

式中：CD、CL和CM分別為阻力系數、升力系數和扭矩系數；FD、FL和MT分別是主梁斷面在風軸坐標系下的阻力、升力和扭矩；ρ為空氣密度.

為驗證數值模擬計算結果的準確性，首先進行網格無關性檢驗.通過改變底層網格的厚度，設置3套不同數量的網格進行計算，網格數量及計算結果如表4 所示，根據網格數量的不同，由低到高分別用S1、S2 和S3 表示，T0為無量綱時間步.從表4 可以看出，三套網格的計算結果十分接近，為兼顧計算效率和精度，選取S2進行后續計算.

表4 主梁原設計斷面三分力系數CFD結果Tab.4 CFD results of aerostatic coefficients of original design section of main deck

時間步無關性計算選取3 種不同的時間步長進行計算，時間步長由小到大分別用S4、S5和S6表示，計算結果如表4 所示.結果表明，改變計算時間步長對計算結果的影響較小，因此，為兼顧計算效率和精度，后續計算時取無量綱時間步小于0.005.

圖13 給出主梁斷面成橋狀態三分力系數數值模擬結果與風洞試驗結果.由圖13 可知，數值計算結果與試驗結果的變化規律基本一致，而數值模擬得到的阻力系數和升力系數略大于試驗結果，這可能是由于CFD 計算是基于二維簡化后的桁架斷面，未能完全考慮實際三維桁架結構中各個構件間的干擾效應，導致各氣動力系數間存在一定差異.總體上可以認為數值模擬的準確性得到保證.

圖13 主梁斷面成橋狀態靜三分力系數試驗與數值模擬結果Fig.13 Experimental and numerical results of aerodynamic coefficients of the main deck in-service stage

4.3 主梁原斷面流場分析

圖14給出了1個周期內不同時刻主梁原設計斷面的瞬時渦量圖，圖14 中T為對應節段模型試驗的豎向振動周期.由圖14 可知，上層橋面和中間腹桿處均發生明顯的旋渦脫落，其中大尺度旋渦主要聚集在上層橋面附近.當氣流流經上層橋面迎風側時，在其上緣人行道欄桿處分離并形成斜向上的運動氣流，該氣流受外側防撞護欄阻礙減速后繼續向下游運動，進而形成連續脫落的大尺度旋渦（圖中用字母A 命名），脫落后的旋渦又再次附著于主梁中下部；同時，氣流在上弦桿下緣也形成一系列周期性的旋渦脫落（圖中用字母B 命名），其向下游移動時，受到風攻角和下層橋面“壓縮作用”的影響，該旋渦緊貼下表面移動.故氣流在上弦桿處發生規律性的旋渦脫落，脫落后的旋渦繼續沿上層橋面上、下表面移動.根據胡傳新等［27］、Larsen 等［16］的研究，發生豎向渦振的關鍵是：主梁上、下表面形成大尺度旋渦及其移動形成的周期性動力.因此，可以推斷主梁的豎向振動與上層橋面的渦脫有關.

圖14 主梁原設計斷面瞬時渦量演化圖Fig.14 Transient vorticity evolution diagram of the original design section of the main deck

此外，氣流流經腹桿處時，在尾流區域形成典型的“卡門渦街”現象.由于旋渦對結構的作用力與其強度成正比，與距離的平方成反比［30］，而腹桿距離上下橋面較遠且腹桿的尺寸較小，因此，腹桿尾部的旋渦對主梁影響較小.對于下層橋面，氣流在其下緣分離后形成一段“回流區”，在斷面尾部發生再附，由于氣流流速較高，僅在尾流中形成旋渦；其上表面附近的流場可能受到上、下層橋面的“壓縮作用”，邊界層較薄，也僅在尾流中形成旋渦，未直接作用于下層橋面的上、下表面.因此，下層橋面不是引起主梁豎向渦振的原因.

4.4 氣動措施抑制機理分析

采用4.1 節中的方法，對上弦桿外側增設風嘴C后的斷面進行CFD 靜態繞流計算，計算參數與前面保持一致.圖15 給出1 個周期內不同時刻增設風嘴C后斷面的瞬時渦量圖.

圖15 增設風嘴C后主梁斷面的瞬時渦量演化圖Fig.15 Transient vorticity evolution diagram of the main deck section after adding the wind fairing C

對比圖14 和圖15 可知，增設風嘴C 后腹桿和下層橋面的靜態繞流情況與原設計斷面基本一致；但上層橋面上、下表面均沒有出現周期性的旋渦脫落，且上表面出現一段完全覆蓋上層橋面的“回流區”，即分離的氣流沒有在上表面發生再附.圖16 是兩種斷面在某時刻下的瞬時速度云圖，圖中標記了距上層橋面中心0.05 m高（實橋3 m高）處的速度，由圖可知，原設計斷面在此處的風速為0.12 m·s-1，而增設風嘴C 后此處的風速為2.37 m·s-1，流速顯著提高.故分析氣流分離后沒有附著于上表面的原因可能是：風嘴加快了上下表面的氣流流速并減小氣流分離的角度，使得氣流流經人行道欄桿和防撞護欄后，仍有足夠的動能向下游移動，故沒有發生再附.

圖16 某時刻下主梁斷面的瞬時速度云圖Fig.16 Transient velocity cloud diagram of the main deck section at a certain moment

結合以上分析和試驗結果可知，主梁原設計斷面發生豎向渦振是由于氣流流經上層橋面時，發生了明顯的流動分離和再附，從而在其上、下表面形成周期性激勵的旋渦.而增設風嘴C 后顯著減少上層橋面處的旋渦脫落現象，因而降低整個斷面受到的渦激力，故渦振消失.

5 結論

采用風洞試驗與數值模擬相結合的方法，對大跨度公鐵雙層桁架主梁渦激共振機理與控制措施進行了研究，得到如下主要結論：

1）公鐵雙層桁架主梁在+3°和0°風攻角下均發生大幅豎向渦振和扭轉渦振，且豎向渦振存在兩個鎖定區間；在-3°攻角下，主梁僅有小幅豎向渦振，且未出現扭轉渦振現象.

2）在上層橋面處增設氣動控制措施對主梁渦振抑制效果較為顯著，其中風嘴B 和風嘴C 均能有效抑制雙層桁架梁的豎向和扭轉渦振響應.

3）主梁上層橋面上、下表面出現周期性的旋渦脫落是主梁發生豎向渦振的關鍵.增設風嘴C 改變了氣流的移動方向，使氣流在前緣分離后能平穩地向下游運動，避免周期性的旋渦脫落，因而渦振消失.

由于靜態繞流的結果與渦振時的繞流情況存在差異，因此，為進一步研究其渦振機理，后續將采用流固耦合計算進行深入研究.