意大利墨西拿海峡大桥主跨3 300 m，是一座公铁两用悬索桥。如图12-7所示，主缆跨径布置为960 m（西西里岛侧）+3 300 m+810 m（卡拉布里亚侧）。加劲梁跨径布置为183 m（西西里岛侧）+3 300 m+183 m（卡拉布里亚侧），加劲梁在桥塔处连续。

图12-6　墨西拿海峡

图12-7　意大利墨西拿海峡大桥总体布置（尺寸单位：m）

图12-8　桥塔示意图（除标高单位为m外，其余单位为mm）

西西里岛、卡拉布里亚的桥塔基础和锚碇均设置在陆地上，都采用重力式锚碇。桥塔为钢结构，高约380 m，由两根棱柱形塔柱和三道水平横梁构成，如图12-8所示，塔柱截面尺寸为12 m（横桥向）×20 m（顺桥向），钢材大部分为S460，钢重约108 500 t。全桥共布置四根平行主缆，单侧两根主缆中心距2 m，上、下游主缆中心距为52 m。主缆直径为1 267 mm，抗拉强度为1 860 MPa，用钢量为17万t。通过索夹和吊索支承加劲梁。加劲梁为三分体式箱梁结构，如图12-9所示，中间是宽7.5 m、高2.2 m的铁路梁（双轨），两侧各相隔8.03 m，分别布置宽14.2 m、高2.64 m的公路梁（两车道+紧急车道），横梁间距30 m。钢材为S460、S420、S350，用钢量约为68 000 t，吊索安装在横梁两端。铁路梁在桥塔处是连续的，公路梁则非连续，采用铰接，以避免在桥塔处及加劲梁端部作用大的水平力［2］。

12.2.2.1 支承条件

1）横桥向

在风荷载作用下，加劲梁横桥向的水平位移较大，主跨跨中加劲梁位移达9.9 m。1992年的墨西拿海峡有限公司设计方案中，桥塔处铁路梁连续、公路梁铰接，桥塔处及加劲梁端部不会作用大的水平力。1992年的墨西拿海峡有限公司设计方案中，加劲梁和桥塔间通过刚性杆件固结，承载能力极限状态（ULS）在地震荷载时桥塔上作用大的水平力，为减少水平力，投标设计时在桥塔和加劲梁的固结处安装最大反力20 MN（2×10 MN）的缓冲装置。地震时通过缓冲装置将从加劲梁传递到桥塔上超过20 MN的作用力向横桥向移动，与不安装缓冲装置的情况相比，地震时传递到桥塔上的作用力从60 MN可减少到20 MN［2］。

图12-9　加劲梁示意图（尺寸单位：m）

2）顺桥向

在活荷载、地震荷载及温度荷载组合作用下，加劲梁顺桥向水平位移大，无约束时梁端最大位移达5.9 m，该位移量大大超出目前制作的伸缩缝及支座的位移控制能力。研究表明，在加劲梁和桥塔间安装缓冲装置，位移量和传递到桥塔的水平力都可以减少到可控范围。

每个桥塔上缓冲装置的最大反力为80 MN（8×10 MN），安装在边跨侧加劲梁悬臂支撑和桥塔间。当加劲梁传递到桥塔上的作用力超过20 MN时，缓冲装置开始沿顺桥向移动；作用力达到80 MN时，缓冲装置可作为具有减振器作用的弹性支承。两塔柱间缓冲装置液压油的环形流动可约束桥塔处加劲梁顺桥向位移，但不能约束加劲梁绕垂直轴的扭转［2］。

12.2.2.2 桥塔

塔柱截面尺寸为12 m×20 m，从底部到顶部截面尺寸保持不变，分为高10 m、15 m、20 m共三种节段类型进行制作，共计21个，节段重约1 450 t。塔柱节段均在工厂焊接制作，塔柱节段间的水平接头外壁板现场焊接，纵肋和内壁板使用高强度螺栓现场连接。桥塔截面内约束加劲板的横肋与纵肋的焊接要尽量简单化。在纵肋间隔相等的情况下，塔壁材料采用S350钢板时，比S460钢板增厚10%～30%，为保证最大板厚不超过110 mm，采用S460钢板，屈服强度为460 MPa［2］。

12.2.2.3 缆索体系

主缆直径为1 267 mm，由349束127根直径5.4 mm钢丝组成的预制平行钢丝索股（PPWS）构成，抗拉强度为1860 MPa，两侧主缆中心间距52 m，一侧布置两根（中心间距2 m），全桥共计四根主缆。西西里岛侧和卡拉布里亚侧边跨主缆分别追加8束和12束PPWS，主缆用钢量约170 000 t。为减少从主缆传递到鞍座上的垂直力产生的侧压，鞍座设计成槽形板结构。主缆通过采用镀锌钢丝、缠绕圆钢丝、缠包带等方式进行防护，并采用除湿系统防锈。主缆拉力计算时假定在主缆截面内均匀分布，正常使用极限状态（SLS）及承载能力极限状态（ULS）的材料分项系数（局部因素）分别为2.10和1.67。恒载和可变荷载的主缆拉力比率为78∶22，恒载主缆拉力占42%。

吊索为155～499根直径7 mm钢丝组成的平行钢丝索股（PWS），抗拉极限强度1 770 MPa，采用高密度聚乙烯（HDPE）护套防腐。吊索上端与索夹的连接为销接，下端与加劲梁上设置的连接件也是采用销接，总重量4 200 t。主跨吊索吊点间距30 m（共109个），边跨吊索间距30 m，锚固在加劲梁横梁上（4个），以及作为下拉索锚固在加劲梁端部，全桥共计113个吊点。除个别位置外，每个吊点设置两根吊索，间距3.75 m，锚固在加劲梁横梁腹板上。由于一个吊点设置两根间距3.75 m的吊索，虽然可以排除相邻吊索上产生尾流驰振的可能性，但吊索上可能产生涡激共振、紊流抖振，因此在长度超过110 m的吊索上安装满足阻尼比为0.75%的减振器［2］。

12.2.2.4 加劲梁

加劲梁设计尽可能采用板厚较薄的钢板，使用材料为S355、S420、S460钢板。连接公路梁和铁路梁的横梁均采用S460钢板，主跨跨中的公路梁和铁路梁采用S355钢板，桥塔处和边跨的公路梁和铁路梁采用S420、S460钢板，横隔板采用S355钢板。使用钢材的重量分布比例如下：S355钢板占30%，S420钢板占10%，S460钢板占60%。公路桥面铺装过去常采用厚40～60 mm的沥青铺装，该桥公路桥面铺装建议采用厚12 mm的树脂铺装。公路桥面铺装总面积为10万m2，减少铺装层厚度可大大减轻恒载。但是为适应将来荷载标准的变更，实际铺装层厚度设计为40 mm。铁路轨道未采用在钢桥面板上直接设置枕木支承轨道的方式，而是采用在钢桥面板上的加劲肋间用树脂支承轨道的埋入式无砟轨道。埋入式无砟轨道是最近新开发的、用于轻质铁路的轨道。为确认列车荷载如何从轨道传递至铁路梁上，在意大利米兰理工大学采用1∶1足尺模型进行了荷载试验［2］。

12.2.2.5 抗风设计

1）桥塔的抗风设计

墨西拿海峡有限公司将原设计的桥塔截面12 m×16 m在详细设计时变更为12 m×20 m。详细设计沿袭招标设计时的桥塔截面形状，并做了进一步修改，为确认抗风性能，采用1∶100的节段模型及1∶200的弹性模型进行风洞试验。

墨西拿海峡有限公司对桥塔风洞试验的要求如下：(www.daowen.com)

（1）节段模型的缩尺比大于1∶100，弹性模型的缩尺比大于1∶200。

（2）结构一阶弯曲模态阻尼比低于0.5%。

（3）均匀流场涡激振动加速度RMS值低于0.5 m／s2。

该桥分为桥塔上部横梁架设前、桥塔建成、主缆架设初期、成桥状态四个主要施工阶段进行风洞试验，均未发现不稳定现象，但桥塔建成阶段风速约为16 m／s、成桥状态阶段风速约为65 m／s时，发现桥塔上有顺桥向弯曲涡振。因此在桥塔施工过程中，在塔柱外壁上安装了两个重锤重量22.5 t的TMD（设计阻尼比0.7%），在成桥阶段塔柱内安装两个重锤重量35 t的TMD（设计阻尼比5%）。减振器选择时要考虑在桥塔上安装时能方便调整安装位置、频率、阻尼［2］。

2）加劲梁的抗风设计

招标设计时加劲梁的截面形状沿袭了2002—2004年墨西拿海峡有限公司研究的Soluzione A，如图12-10所示。但为降低工程成本及提高抗风稳定性，进行了一些变更，经缩尺比1∶80及1∶65节段模型试验验证后，把Soluzione D作为详细设计时的最佳方案，如图12-11所示。加劲梁截面设计优化为铁路梁下翼缘由曲线改为直线，公路梁的横向坡度由向内侧倾斜2%变更为向外侧倾斜2%。悬索桥公路梁横向坡度方向变更是由于原设计引桥公路梁右侧行驶、悬索桥公路梁左侧行驶，为省略引桥上行驶方向的交叉设计，引桥和悬索桥公路梁均设计为右侧行驶［2］。

图12-10　2002—2004年墨西拿海峡公司SoIuzione A

图12-11　2010年欧联公司SoIuzione D

墨西拿海峡有限公司对加劲梁风洞试验的要求如下：

（1）缩尺比大于1∶80，以加劲梁宽度作为标准，试验雷诺数大于1×106。

（2）Sc数低于0.3。

（3）升力和扭转的空气动力系数的斜率为“正”。

（4）均匀流场涡振RMS值小于加劲梁宽度的0.01%（弯曲、扭转）。

（5）风攻角为-4°～+4°，颤振风速超过75 m／s，风速54 m／s时阻尼比大于2%，风速75 m／s时阻尼比大于1%。

在研究加劲梁的最佳截面时，就公路梁栏杆处的挡风玻璃（55%开孔率）、铁路梁检查通道的隔音墙（实体）和隔音地板（30%开孔率）等抗风稳定性杆件，对加劲梁抗风性能的影响进行了研究。研究得出，铁路梁腹板倾斜28°（不是最终截面的数据）、安装不同抗风稳定性杆件的加劲梁截面经试验都满足墨西拿海峡有限公司的要求，但安装全部抗风稳定性杆件的加劲梁截面的颤振风速最大，因此将该截面作为详细设计时的最佳方案。

研究加劲梁截面最佳方案时发现，在铁路梁腹板倾斜28°的加劲梁截面上有超过容许值的涡激振动。通过将阻尼比从0.11%提高到0.35%，在低无量纲风速范围内加劲梁弯曲和扭转的涡激振动均变小，但在无量纲风速为1.4附近扭转的涡激振动依然超过容许值。研究扭转涡激振动的作用机理后可认为，增加铁路梁腹板倾斜角度、加宽下翼缘宽度是有效的。铁路梁腹板倾斜角度改为63°，该截面作为详细设计时的最终截面。铁路梁腹板倾斜角度超过45°后扭转涡激振动逐渐减小，但阻尼比为0.11%时即使改变铁路梁腹板倾斜角度，弯曲涡激振动也没有得到缓和，因此阻尼比若不能达到0.35%，必须在公路梁和铁路梁间安装钢格网（50%开孔率），风洞试验证明水平钢格网可有效缓和弯曲响应［2］。

12.2.2.6 抗震设计

1）地震设计

参考设计依据的设计地震动参数为2000年重现期（10%超越概率）PGA为0.58g，在设计使用期限200年内承载能力极限状态（ULS）下容许轻微损伤，这是意大利规范设计使用期限200年内容许的重大损伤，相对结构不坍塌2 475年重现期的PGA为0.47g，这是非常严格的数据，是采用意大利墨西拿海峡大桥基础位置水平方向和垂直方向的阻尼比5%的加速度反应谱得到的数据。

2）抗震分析

在桥塔设计中地震荷载是主要荷载，为决定桥塔截面尺寸、钢板厚度进行地震反应谱分析，为确认桥塔截面的地震反应进行非线性时程分析。

采用设计依据阻尼比5%的加速度反应谱进行地震反应谱分析。阻尼比5%对桥塔和加劲梁的焊接结构而言偏大，对桥塔基础和锚碇周围的地基-基础间相互作用而言偏小，且地震反应谱分析不能正确评估各模态的衰减。加劲梁-桥塔间的缓冲装置作为地震反应谱分析中具有初期刚性或屈服后刚性的杆件进行评估。

地震响应非线性时程分析能正确评估缓冲装置特性、地基-基础弹簧、塔内TMD及非线性P-Δ效果。多点支承结构相位差输入的影响小，因此在所有支点上同时输入相同的地震动。非线性时程分析参照EN 1998-2规范，采用8个波谱相似的输入地震动，以及各方向反应［顺桥向反应（1.0／0.8）+横桥向反应（0.8／1.0）+竖向反应（0.75）］的平均值的组合，确认桥塔截面的地震反应。

非线性时程反应分析中，特定频率范围采用瑞利衰减可一定程度上正确评估衰减并进行处理，桥塔设计中主要模态的频率范围调整瑞利衰减得到阻尼比2%。桥塔顺桥向弯矩的主要模态频率为0.75～2.4 s，横桥向弯矩的主要模态频率为0.4～2.0 s，分别进行三种瑞利衰减的非线性时程响应分析，尽量减少衰减的误差影响。由于桥塔基础的地基弹簧和衰减具有不确定性，采用意大利规范的基础地基弹簧和衰减进行分析，还增加采用上限和下限的衰减进行分析，确保桥塔抗震设计的安全。研究得出，桥塔顺桥向弯矩易受桥塔基础的地基弹簧影响，除塔高125 m的部分截面外其差别不大，横桥向弯矩几乎不受桥塔基础地基弹簧及衰减的影响［2］。