越南日大橋日西溪塔結合梁斜拉橋

1橋面結構及拉索布置日新橋位于越南首都河內，橫跨紅河。這是一座多塔、斜塔和橋（見圖1）。這座橋長1500米，直徑150米4.300米150米。橋面寬35.6m(見圖2),橋面中心線一側由內向外分別為2×3.75m的汽車道、3.75m的公交車道、3.3m的非機動車道及0.75m的人行道。位于橋面兩側的2根工字形鋼梁為主梁,支承橋面板的橫梁間距為4m。斜拉索錨固在主梁腹板外側。主梁及橫梁與預制橋面板通過剪力釘連接形成結合梁結構。為提高抗風穩定性,在橋面板最外側安裝風嘴。斜拉索采用平行鋼絲索,扇形、雙索面布置。為增強橫橋向的剛度,鋼筋混凝土橋塔采用A形。為縮小基礎平面尺寸,橋塔水平橫梁以下的墩柱間距向內收縮。橋塔端拉索錨固在預埋在塔身的鋼錨箱上。下部結構采用鋼管板樁沉井基礎,降低了施工成本,縮短了施工工期,是越南首座采用此類基礎的橋梁。2施工條件2.1幾何結構該橋的平面線形為直線,縱向坡度0.5%,豎曲線半徑600m。2.2設計技術(1)設計單車思想道路匝道/車道抗沖擊試驗車工況dw①恒載:構造物自重(DC)、鋪裝等重量(DW)。②活載:設計卡車車輛或設計拖車車輛及車道載重(LL)、沖擊(IM)、人群荷載(PL)。③制動荷載(BR)。(2)疲勞設計的活載設計大型車輛日流量(1車道)2540臺,設計使用壽命100年。(3)橋橋向、橫橋向、上、下方向風荷載標準風速為10min內平均風速34m/s,考慮陣風響應系數1.9,根據標準還要考慮順橋向、橫橋向及上、下方向的風,按線荷載加載。(4)溫度會改變考慮同時升、降溫影響(TU)及溫度差荷載(TG)。(5)影響海上沖突的船舶rc根據越南橋梁設計規范,考慮承載重量2000t的自行船及承載重量500t的平底船。(6)水流壓wa根據紅河的水文條件,500年一遇及100年一遇洪水時的流速為2.3m/s,正常水位時流速設定為0.9m/s。2.3最大地基加速度設計越南橋梁設計規范及AASHTO-LRFD中,彈性地震響應系數Cm按以下公式進行計算。Cm=1.2AS/T2/3m＜2.5ACm=1.2AS/Τm2/3＜2.5A式中,A為地基的加速度系數;S為地基系數;Tm為固有周期(s)。橋址處受紅河斷層及齋江斷層的影響。設計時以InstituteofGeophysics總結的該地區的地震影響評估報告(2007.3)為基礎,根據與越南交通運輸省的協議,預測的地面震動的再現期限為2500年(250年間的超過概率10%),該狀態下最大地基加速度設定為122cm/s2=0.12g。地基類型為Ⅱ類,地基系數取1.2。3結構結構研究3.1活載撓度與跨徑比撓相系的比多塔斜拉橋的構造特性受中間塔剛度的影響較大。中間塔剛度大時,具有和3跨連續斜拉橋一樣的構造特性,但若中間塔剛度小,即采用柔性橋塔時,具有以下特征:①活載引起的負彎矩變大;②邊跨截面應力比主跨截面應力大;③活載撓度變大。為控制多塔斜拉橋順橋向的位移,希臘的里翁-安蒂里翁橋采用4根柱式剛性塔,香港的汀九橋順橋向塔頂設置水平系索,法國的米約橋順橋向采用A形橋塔。該橋最初也準備采用順橋向A形剛度大的橋塔,但根據研究結果得知,若提高中間塔的剛度則不經濟,為避免柔性橋塔在活載作用下的垂直撓度過大,且考慮到順橋向橋塔尺寸加大后不影響景觀效果,據此再決定順橋向的抗彎剛度。活載撓度和跨徑的比(撓跨比)為1/650～1/750,小于日本道路橋規范的標準值(1/400)。地震時橫橋向撓度為1/10000,風荷載時為1/5000,滿足規范要求。3.2端部橋塔e該橋采用橋塔橫梁順橋向彈性支承(減震支座·HDR-S)主梁,主要基于以下理由。(1)由于全橋的橋長過長,在所有支點將主梁和橋塔采用剛性連接的方式,即固定支承時,溫度變化引起的主梁伸縮將導致端部橋塔(P12、P16)底部的彎矩過大,因此不予采用。(2)受溫度變化影響比較小的中間橋塔(P13～P15)采用剛性連接或多點固定時,為使3座中間橋塔承擔地震時的水平力,將橋塔截面尺寸設計大一些。(3)比較采用多向活動支座或水平力分散支座(RB)時,采用減震支座的橋梁地震時的上部結構水平位移、橋塔底部的彎矩都會減小,因此采用減震支座。另外,移動量大的端部橋墩(P11、P17)上采用金屬可活動支座。橫橋向所有支點固定。3.3活載狀態下下受活狀態下負反力比較該橋邊跨與主跨的長度比為1∶2,恒載狀態下不產生負反力,但活載狀態下端橋墩(P11、P17)上產生負反力。根據日本本四公團標準計算正常時和異常時的負反力,采取的負反力應對措施如下。(1)混凝土充填料的充填比選正常時負反力采用0.5×活載+恒載+溫度變化的影響+施工誤差計算。在箱形結構的端橫梁內填充混凝土配重以消除正常時負反力。每處橫梁填充重約230t的混凝土。(2)系索的抗反力異常時負反力采用2×活載+恒載計算。此荷載狀態下,端橋墩上設置的系索(各主梁兩側各1根,每個支點配置4根,見圖3)抵抗負反力。在設計支座及橋墩時,溫度變化引起的主梁伸縮產生的系索拉力的增量作為正反力考慮。3.4有限元模型的建立靜荷載狀態下的截面應力及位移量,通過如圖4(a)所示的三維有限元模型進行計算分析。圖4(b)為計算平面內荷載引起的截面應力有限元模型,為評價活載引起的偏載,主梁用2根桿單元模擬。計算平面外荷載引起的截面應力的有限元模型如圖4(c)所示,主梁用3根桿單元模擬,平面外剛度及扭矩剛度施加在中間的桿單元上。3.5約應力的影響該橋采用結合梁及RC橋塔,結合梁中混凝土橋面板的徐變、干燥收縮導致的變形受鋼梁約束,主梁上作用約束應力。約束應力產生的影響也反映在有限元分析中。作為主梁有限元分析的假設條件,施工過程中,在架設預制RC橋面板之前,橋面板平均放置3個月以上,以減少干燥收縮產生的影響。另外,徐變系數及干燥收縮度采用CEB-FIPModelCode90公式計算。徐變分析采用整體平面模型小位移法。3.6橋塔的彈性設計大地震時的截面應力及位移采用如圖4所示的有限元模型進行空間動態分析。分析方法為響應波譜法。為避免地震發生后橋塔底部的修復作業及殘余位移對橋梁整體的影響,橋塔截面設計保持在彈性范圍內。減震支座的彈性值設定為反復計算得到的等值彈簧常數。地震時橋塔彎矩為截面計算時“1×主方向彎矩+0.3×與主方向垂直方向的彎矩”的作用組合。由于不能考慮作用的同時性,在各自的方向上取最大值,對應方向組合乘上1及0.3的值。3.7模型2:水平和效率下的模型測試風洞試驗采用日本橫濱國立大學的風洞試驗設備進行主梁平面剛性模型的部分模型試驗。對不設置空氣動力減振措施的工況1和設置開口截面型風嘴的工況2(見圖5),在同樣流場試驗中以風攻角-3～+3°進行試驗。工況1中,渦激振動與撓曲振動、扭轉顫振結果均不滿足容許值。工況2中,與工況1進行比較,雖然風攻角+3°下的扭轉顫振不能滿足容許值,但在風攻角-3～0°得到改善。根據這個結果,對工況2的模型,進行紊流(紊流強度14%)試驗,沒發現渦激振動、撓曲振動、扭轉顫振,也沒有發現發散振動。為改善I形截面的抗風性,通過設置風嘴,可確保需要的抗風穩定性。采用三分力試驗得到的抗力系數(CD)1.70進行I形截面靜態設計。4上部結構設計4.1規范的橋面板安裝上部結構由間距33.2m的雙主梁和間距4.0m的橫梁構成。主梁和橫梁(標準部位)為鋼I形截面,通過剪力釘和混凝土橋面板連接。為防止預制RC橋面板端支點及跨中負彎矩導致的橋面板裂縫,在順橋向配置預應力筋。斜拉索采用平行鋼絲索股,間距12.0m,每座橋塔配置11對索。4.2橋面混凝土施工橋面板為設計標準強度40MPa的預制RC橋面板,橫梁間距為橋面板長度。為將正常使用極限狀態下的橋面板裂縫寬度控制在容許值以內,橋面板設計厚度為260mm。1塊預制橋面板的尺寸為3.65m×2.90m,安裝在主梁、橫梁及臨時支撐構件的上翼緣上,通過現澆接縫混凝土形成整體。形成整體時,主梁和橫梁通過剪力釘與橋面板形成組合結構,但臨時支撐構件僅作為接縫混凝土澆注時的模板,沒有作為主構造。預制橋面板順橋向、橫橋向之間均采用環形接頭(鋼筋)連接。在斜拉索傳遞軸力小的跨中部位,承載能力極限狀態下受負彎矩作用橋面板上產生拉力,因此在順橋向施加預應力。在正常使用極限狀態下,預應力筋配置要滿足橋面板的拉力低于AASHTO-LRFD規定的混凝土的容許抗拉強度(1.58MPa)。在承載能力極限狀態下橋塔處負彎矩較大,但由于斜拉索傳遞到主梁上的軸力大,因此橋面板上沒有拉應力發生。順橋向預應力布設范圍中邊跨長52m,主跨長98m。成橋時張拉所有的預應力筋,由于是高次超靜定,不能有效地施加預應力,因此在超靜定力影響小的懸臂架設階段(合龍前)進行第1階段的張拉,合龍后進行第2階段的張拉。4.3鋼梁截面設計橋面板的有效寬度,考慮軸力影響時全寬有效,考慮彎曲影響時,根據恒載時的彎矩分布求出等代計算跨徑,計算AASHTO-LRFD規定的有效寬度。計算結果表明:橋面全寬17.8m,中間支點上橋面有效寬度約10.0m,跨中約16.0m。主梁從橋塔向兩側平衡懸臂架設,按施工步驟進行應力迭加。即斜拉索安裝前,懸臂施工時的鋼梁及橋面板重量由鋼梁支承,作為鋼梁截面設計條件。用于主梁截面計算的彎矩見圖6,軸力和彎曲效應疊加為“正”的截面,主梁設計為結合梁;為“負”的截面,設計為鋼截面。鋼和混凝土的楊氏系數比(n)為7,恒載等長期荷載為3n,活荷載等短期荷載為n。使用的鋼材材質為SM400～SM570,主結構采用SM570的比例為20%。主梁用承載能力極限狀態設計,下翼緣按負彎矩最大時控制截面設計尺寸。垂直加勁桿件間距2m,最小剛度采用AASHTO-LRFD規定值。水平加勁桿件根據橋面板的屈曲應力確定,最小剛度采用AASHTO-LRFD規定值。構件采用高強度螺栓摩擦連接,連接計算參照AASHTO-LRFD,螺栓的滑動系數等與材料特性相關的系數參照《日本道路橋規范》。沒有受疲勞強度控制的截面。橫梁按以主梁為支點的簡支結合梁設計。端支點和中間支點上的橫梁設計為箱形梁,可增強抵抗風及地震引起的橫向荷載的安全性能。為提高景觀性,中間橫梁設計為I形梁,橫梁下翼緣側為弧形。4.4主梁側斜拉索錨固的安裝與傳遞斜拉索為121～313絲直徑7mm、抗拉強度1770MPa的熱擠PE防護平行鋼絲索,按PTI′sRecommendations(2007)進行設計。橋塔側斜拉索錨固在預埋在混凝土橋塔內的鋼錨箱的鋼管上(見圖7),主梁側斜拉索錨固在主梁腹板懸出的鋼管上。主梁側錨固部位力的傳遞設計為斜拉索上的拉力通過鋼管和加勁桿件傳遞到腹板上。為防止應力集中,腹板的加勁桿件和錨固部位鋼管的尺寸等通過有限元分析確定其細部設計。5鋼管樁的設計大橋采用既可以縮短工期,又可兼作施工臨時圍堰的鋼管板樁沉井基礎。設計規范采用《日本道路橋規范Ⅳ》(2002年)及《鋼管板樁基礎設計施工便覽》(1997年)。鋼管樁打入前,在各橋塔處橫橋向距中心線20m的兩處位置進行標準貫入試驗,判斷地基堅固可作為持力層(N>50的砂礫層),由于樁頂端的極限支承力取最大值,入土深度超過樁徑的5倍。考慮長期的河床移動,根據以往的調查結果,頂板頂端位置標高=-3.0m。施工時鋼管樁可作為臨時圍堰使用,河道內的P12、P13、P15施工時最高水位為+9.5m,距挖掘底面的填土高度為22m。設計中,預測每個施工步驟沉井內部的水位變化,在考慮橫撐設置、底板混凝土澆注情況等條件下對鋼管樁的板厚進行合理設計。陸地上的P14、P16施工時為減輕土壓,路基高度比周邊地基下降5m。鋼管直徑1200mm,外圍的鋼管板使用SKY490,隔板使用SKY400,中樁使用SKK400。外圍板板厚為16～21mm,與頂板采用鋼筋螺栓方式連接。P13基礎的平面形狀見圖8。6橋塔的整體截面橋塔為鋼筋混凝土結構,上部結構由設置在橋塔中間的橫梁支承。橫梁以下向中心方向收縮,橋塔底部與鋼管板樁沉井基礎的頂板剛性連接。考慮景觀要求和減少水流阻力,橋塔底部塔柱的截面設計為六邊形,底部至橫梁間塔柱截面變為七邊形,橫梁以上塔柱截面為五邊形(見圖9)。PC橫梁為矩形截面,橫梁下翼緣成弧狀。橋塔上部預埋錨固斜拉索的左、右2個鋼錨箱間用鋼箱梁連接,形成鋼錨梁結構,周圍填充混凝土。橋塔的各構件基本上為空心截面,為確保剛度和應力傳遞順暢,距橋塔底部約5m、橫梁隅角附近及鋼錨箱底部附近采用實心截面。為確保鋼錨箱內部的斜拉索張拉空間,沿橋塔塔柱截面順橋向設計成懸臂形狀。鋼錨箱與RC塔柱