郑万高铁汉江特大桥主桥设计为(109+220+109)m连续刚构拱组合结构，所有桥墩均在水中，90,91号为主墩。梁体设计为单箱双室、变高度、变截面预应力钢筋混凝土箱梁。梁体0号块高度为12m，跨中合龙段高度为5.5m;箱梁底部宽10.8m，桥梁桥面宽13.2m，拱座区加宽至16.6m。主拱拱肋计算跨度220m，设计矢高44m，矢跨比1/5，设计拱轴线采用二次抛物线。主拱为钢管混凝土结构，采用等高度哑铃形截面，截面高为3.4m，拱肋直径1.2m。拱肋之间采用缀板连接，拱肋及缀板内填充C50自密实收缩补偿混凝土。2榀拱肋间共设置11道格构型横撑，其中拱顶为米字形，其余为K字形。主拱共设计22对钢绞线整体挤压索吊杆，吊杆纵向间距9m，横向中心距12m。

　　 综合考虑现场施工条件、安全风险和工期要求，经过多次比选决定采用“先梁后拱”方案施工 ^[1]。其中，梁体采用挂篮悬臂浇筑法施工，主拱采用“异位拼装+整体纵移+整体提升”施工。主拱施工步骤如下。

　　 1)步骤1在主桥梁体施工的同时，在引桥简支梁上拼装纵移提升段钢管拱，以纵移台车体系为拱脚，安装并张拉设置在拱脚处的临时水平系杆，拼装支架随系杆分级张拉逐步拆除，最终形成临时系杆拱结构 ^[2]，然后施工纵移系统，如图1所示。

　　 2)步骤2在主桥梁体施工完毕后，利用纵移系统将临时系杆拱结构纵移到主桥主跨垂直提升位置，如图2所示。

　　 3)步骤3在原位支架上拼装拱脚段钢管拱，同步安装和调试提升系统，利用提升塔顶液压同步连续千斤顶将临时系杆拱结构平稳提升至设计合龙位置，如图3所示。

　　 4)步骤4测量合龙口尺寸，采用现场配切法在合龙温度下完成钢管拱合龙。

　　 5)步骤5待合龙段焊缝检测合格后，拆除拱脚段拼装支架，控制塔顶千斤顶分级卸载进行落拱，然后分级卸载临时系杆张拉力，完成体系转换。最后拆除提升塔和临时系杆。

　　 6)步骤6泵送压注拱肋混凝土，安装和张拉吊杆，进一步完成全桥施工。

　　 郑万高铁汉江特大桥主桥主拱施工步骤多，体系转换复杂，先后经历异位支架拼装及临时系杆拱的形成、纵移和提升，然后主拱合龙、落拱及体系转换，最后压注拱肋和缀板内的混凝土及张拉吊杆形成连续刚构拱组合桥。为保证成桥后主拱线形和梁体桥面高程符合规范与设计要求，必须充分考虑各施工阶段的影响 ^[3]，如施工方法、施工顺序、静载、支架弹性与非弹性变形、气温等，然后设置合理的主拱施工预拱度，为各施工阶段提供目标控制值。

　　 为便于观测拱肋线形与桥面高程变化情况，现场设置监测观测点 ^[4]。单榀拱肋设置7个控制截面观测点，分别为JK1,JK2,JK3,JK4,JK5,JK6,JK7，分别位于拱肋跨度1/8,2/8,3/8,4/8,5/8,6/8,7/8位置，如图4所示。主桥箱梁在主边跨各端部、跨中等主要截面处分别布设A,B,C测点，如图5所示。

　　 结合主拱施工方法特点，采用MIDAS/Civil有限元软件对施工全过程进行建模分析，计算各施工阶段对主拱线形和梁体桥面高程的影响程度。

　　 计算模型主梁采用梁单元，预应力钢束采用索单元，钢管拱采用梁单元。钢管拱拼装过程中采用只受压点弹簧模拟支架支承，拱肋合龙后在拱脚设置固定约束，拱肋混凝土养护成型后采用共结点单元模拟拱肋与钢管混凝土的协同受力。

　　 考虑计算荷载包括结构自重、临时系杆张拉力、横向风荷载、后续内灌混凝土自重及收缩徐变作用。施工过程按实际情况进行模拟，包括临时荷载施加、临时系杆张力解除及解除时机、合龙施工时机等。

　　 计算结果表明，影响主拱线形的施工阶段较多，特别是完成合龙后的落拱、体系转换、压注混凝土、吊杆张拉及桥面系二期恒载等。各施工阶段对主拱拱顶竖向位移和梁体主跨跨中桥面高程影响程度如表1所示。

　　 由表1可知，钢管拱拱顶施工预拱度等于各施工阶段影响数值累加后反向，如式(1)所示。

　　 以二次抛物线分配法计算其他截面的施工预拱度 ^[5]，如式(2)所示。

　　 式中:δ为主拱拱顶施工预拱度;δ_x为计算截面施工预拱度;x为计算截面距拱顶的水平距离;L为钢管拱跨度。

　　 由于本桥结构呈对称分布，故取半跨结构为例进行说明，每隔5m取1个计算截面，共23个，主拱施工预拱度设置如图6所示。

　　 钢管拱在工厂采用“以直代曲”法加工，在场地内按全桥施工预拱度分3次以“平躺”状态进行拼装焊接。钢管拱加工和拼装时处于无应力状态，在拼装胎架上设限位卡板，同时必须考虑焊接后拱肋收缩效应，以保证长度和轴线线形精准。

　　 纵移提升段钢管拱选择在引桥桥面支架上进行大节段拼装，吊装过程中节段主要受自重作用，考虑到拱肋竖向刚度较大，节段长度划分合理，吊装过程中节段变形对线形影响可忽略不计。拼装过程中需重点控制节段吊装成拱后的横向与竖向位置偏差。钢管拱节段吊装就位后，通过底部设置的竖向调节鞍座精调节段拱肋的竖向高程，横桥向采用花篮螺栓精调节段拱肋横向位置。

　　 经现场测量，纵移提升段钢管拱吊装横向位置最大偏差为12mm，高程最大偏差为4mm，满足相关规范及设计要求。

　　 纵移提升段钢管拱水平长度达157.9m，重约800t(含临时结构)，经计算在无临时水平系杆的条件下，落拱后钢管拱拱顶会产生较大下挠，无法按设计线形要求完成主拱安装。为防止钢管拱下挠过大，纵移、提升过程中直至主拱合龙落拱前，均需设置临时水平系杆 ^[6]。

　　 纵移提升段钢管拱每侧拱肋根部设置2束预应力钢绞线临时系杆，共设置4束。钢绞线锚固在拱脚钢箱上，通过钢箱与钢管拱间的焊缝及钢板条抱箍将张拉力传递给拱脚，形成以纵移台车体系为拱座的临时系杆拱结构。

　　 为保证落拱后临时系杆拱的线形接近或达到拼装线形，建模试算1 200,1 400,1 700kN 3种张拉力值工况，其中在1 400kN张拉力值工况下，落拱后拱顶较落拱前上升6.2mm，单侧拱脚内收8.1mm，相对内收16.2mm，拱肋杆件最大应力40.7MPa，落拱前、后线形最为吻合且拱肋受力安全。故选定在拱脚设置4束张拉力值为1 400kN临时水平系杆，每束采用12^s15.2钢绞线。

　　 异位拼装支架的拆除随临时水平系杆的分级张拉同步开展，张拉临时系杆前需解除支架顶部月牙形托盘与拱肋的连接焊缝及拱脚纵移台车的临时锁定装置。临时水平系杆分3级进行张拉，每级张拉到位后检查支架顶部脱空情况，及时拆除脱空不受力的托盘并监测两侧拱脚内收位移及主拱线形变化。

　　 安装张拉临时系杆形成临时系杆拱结构是线形控制的关键步骤之一，临时系杆的张拉力直接决定临时系杆拱的线形，也直接影响最终的成桥线形。现场要求4束临时系杆同步张拉并精确控制张拉力值，使两侧拱肋线形准确又对称。如果落拱后的临时系杆拱轴线与设计相差较大，可根据实际情况对张拉力进行适当调整以确保临时拱轴线线形符合计算要求。

　　 经现场监测，临时系杆张拉与落拱过程中，钢管拱控制截面观测点的竖向位移实测值与理论计算值对比如图7所示。

　　 由图7可知，临时系杆张拉与落拱过程中，钢管拱左、右幅拱肋主要控制截面观测点竖向位移实际变化规律与理论计算结果趋于一致且左、右幅拱肋线形变化近似对称。左幅拱顶上挠6.7mm，右幅拱顶上挠6.1mm，较理论计算值6.2mm最大偏差仅为0.5mm。因此，临时系杆张拉与落拱过程中，钢管拱线形控制效果良好。

　　 主拱合龙前必须对临时系杆拱位置进行精调。待拱顶和4个合龙口的测点坐标与高程均达到允许范围内后，在提升塔内侧钢管支架适当位置处安装2层限位装置，以固定临时系杆拱。

　　 在合龙温度下连续测量合龙口之间长度，采用现场配切法合龙，将配切好的钢管按下弦管→上弦管→腹板的顺序安装并锁定。合龙施工必须在合龙温度10～15℃同步进行，防止合龙后钢管拱线形发生变化及产生额外附加应力 ^[7]。

　　 待主拱合龙段与其他部位焊缝全部焊接完毕且检测合格后，进行体系转换。体系转换分4个步骤:(1)拆除拼装拱脚段的原位支架;(2)控制塔顶液压连续千斤顶，分级卸载提升力，完成提升段钢管拱落拱;(3)分级卸载临时水平系杆张拉力并拆除;(4)解除钢箱与拱肋的连接焊缝及抱箍，利用提升系统下放拱座钢箱，完成体系转换。

　　 体系转换后，在自重作用下主拱将产生较大下挠，同时拱脚水平推力将由连续刚构梁体的纵向预应力承受。经现场监测，体系转换后，钢管拱各控制截面观测点竖向位移实测值与理论计算值对比如图8所示。

　　 由图8可知，体系转换后，主拱左、右幅各控制截面观测点竖向位移实际变化与理论计算总体一致，其中左幅拱顶下挠12mm，右幅拱顶下挠9mm，均大于理论计算值6.1mm，但差值均在可控范围内，另外主拱左右幅对称点高程最大差值仅为3mm。主桥桥面高程未有明显变化。因此，主拱合龙与体系转换过程中，钢管拱线形控制效果良好。

　　 钢管拱混凝土采用C50自密实收缩补偿混凝土，采用泵送顶升法施工，泵送顺序为上弦管→下弦管→腹板，其中上、下弦管混凝土采用一级泵送，腹板混凝土采用三级泵送。

　　 钢管拱混凝土压注总量较大，单侧拱肋方量可达686.5m³，对主拱线形变化及结构安全性影响较大。经计算，主拱混凝土全部压注完成后，拱顶最大下挠为54.7mm，最大应力为98.7MPa，出现在拱脚位置。

　　 因此，钢管拱混凝土压注的理想状态是两侧拱肋4个拱脚同步压注 ^[8]。限于现场混凝土供应等实际情况，只能满足单侧拱肋两端对称压注。单侧上弦管压注量最大为264m³，单侧上弦管压注后钢管拱偏载受力，横向偏位较大。经计算，单侧上弦管压注后，拱肋横向偏位可达20mm，如不能在已压注钢管拱混凝土初凝前对称完成另一侧压注，待混凝土强度达到一定强度后，钢管拱横向偏位将很难复位。

　　 为避免这种情况出现，现场采用在混凝土初凝时间内依次连续压注两侧管内混凝土的方法施工，既保证了混凝土连续供应和泵送安全，又能将拱肋横向偏位控制在最小范围内。为此配制的自密实补偿收缩混凝土具有坍落度大、和易性好、泵送性能好、不泌水、不离析、收缩小、初凝时间延长至12h等特点。压注施工选择在夜间气温较低时进行，连续泵送双侧上弦钢管，总施工时间控制在6h内，取得良好的泵送效果。

　　 经过现场监测，首次压注完上弦管时，横向偏位达14mm，压注完下弦管后，横向偏位恢复至3mm。下弦管和腹板全部压注完毕后，钢管拱各控制截面观测点的竖向位移变化实测值与理论计算结果对比如图9所示。

　　 由图9可知，主拱左右幅各观测点竖向位移实际变化规律与模型计算结果总体一致，其中右幅拱顶下挠55mm，左幅拱顶下挠53mm，较理论值54.8mm最大偏差仅为1.8mm，且最大横向偏位为3mm。因此，钢管混凝土压注过程中，钢管拱线形控制效果良好。

　　 吊杆安装和张拉将钢管拱与连续刚构进一步组合在一起，形成连续刚构拱组合体系，吊杆张拉对主拱轴线线形及主桥桥面标高影响较大。经计算，吊杆张拉后主拱拱顶下挠79.2mm，主跨跨中桥面上拱为79mm。

　　 吊杆采用成品钢绞线整体挤压索，外包PE，全部采用单端张拉，拱肋端为张拉端。全桥共44根吊杆对称布置，设计张拉顺序为:D10→D8→D6→D4→D2，再D11→D9→D7→D5→D3→D1，要求一次性张拉至吊杆索力目标值。为减少吊杆张拉过程中主拱和主梁变形对已张拉吊杆造成的影响，计算调整初始张拉力，使最终张拉完成后吊杆有效索力与设计值相符。初始张拉力的调整值需经过理论建模计算确定，建模以吊杆实际张拉顺序作为模型施工阶段，初始张拉力调整值为吊杆全部张拉完成后吊杆索力损失值，损失值的确定需经多次张拉力调整迭代试算确定，调整原则为保证吊杆初始张拉力与吊杆索力设计值的差值与拱、梁变形造成的吊杆索力损失值相近。

　　 吊杆张拉的关键控制点是张拉行程的同步性和力的准确性 ^[9]。张拉时为保证同组4个千斤顶的同步性，采用分级张拉，每根吊杆均分3级进行张拉。张拉至目标力值后稳压时间≥5min，然后拧紧螺母。张拉到位后使用频率式索力测试仪进行双向校核，严格控制吊杆应力与伸长值，待应力与伸长值的偏差在允许范围内后，拆除张拉机具转移至下一组吊杆，重复以上操作，直至全桥吊杆张拉完毕。待吊杆张拉完成后，通测全桥吊杆索力并与理论计算索力做对比，如图10所示。

　　 由图10可知，吊杆张拉完成后全桥同组吊杆的索力基本相同，这表明现场对同组张拉同步性和力的准确性控制效果良好。同时，张拉完成后全桥吊杆实测索力较理论计算值大，但相对偏差大部分均在10%以内，只有吊杆D10,D4及左幅的D5的相对差值较大，尤其是最先张拉且位于跨中区域的D10吊杆最大偏差为15%。这说明吊杆的张拉顺序对吊杆的有效索力影响不可忽略 ^[10]。

　　 经现场监测，主拱各控制截面测点竖向位移及主桥桥面高程变化与理论计算值对比分别如图11,12所示。

　　 由图11和图12可知，吊杆张拉完成后，主拱各测点竖向位移及桥面主要控制截面观测点高程变化规律与理论计算结果趋于一致，其中主拱左、右幅拱顶分别下挠71,76mm，较理论计算值79.2mm最大偏差仅为8mm，因此现场主拱线形控制效果良好。主梁左、右幅主跨跨中桥面测点LK6,LK7高程分别增大71,75mm，较理论计算值95mm最大偏差为24mm，但跨中位置挠度校验系数分别为0.79,0.75，均<1，主桥梁体抗弯刚度高于设计值，桥梁结构整体工作性能良好。

　　 主桥设计为时速350km的I型双块式无砟轨道，无砟轨道底座板和道床板截面尺寸分别为2 800mm×220mm和2 800mm×220mm，二期恒载为14kN/m，对主拱线形和梁体桥面高程影响较大。在吊杆张拉完的桥面实测数据的基础上，采取以下方法控制成桥轨枕标高。

　　 桥面系施工包括底座板和道床板施工2部分，先通过软件建模分别计算这2个施工阶段对桥面线形的影响，然后在底座板浇筑完毕后，复核和验证计算数据，为道床板立模标高的调整提供依据。

　　 在主桥主、边跨放样时，采取整体放样法，即在施工前，在计算温度下，一次性测放整个主桥底座板或道床板所有立模标高，施工过程中所有模板高程必须按整体放样高程来安装，一方面尽可能与软件模拟加载效果一致，另一方面可减少分段施工引起的桥面高程变化对后期立模造成的影响。

　　 待桥面系施工完成后，再次通测全桥吊杆索力并与设计成桥索力做对比，如图13所示。

　　 由图13可知，桥面系施工完成后全桥吊杆的实测索力与设计成桥索力的相对偏差均在6%以内，其中吊杆D9的相对偏差最大，为-5%。由此可见全桥吊杆的成桥有效索力控制效果良好。

　　 同时，经现场实测，主拱各控制截面测点竖向位移及主桥桥面高程变化实测值与理论计算值对比分别如图14,15所示。

　　 由图14和图15可知，桥面系施工完成后，主拱各测点竖向位移及桥面主要控制截面观测点高程变化规律与理论计算结果趋于一致，其中主拱左、右幅拱顶分别下挠25,29mm，较理论计算值22mm最大偏仅为7mm;跨中桥面LK6,LK7观测点分别下挠20.7,19.3mm，较理论计算值28mm最大偏差为8.7mm。因此，桥面系施工过程中，钢管拱轴线线形和主桥桥面高程控制效果良好。

　　 采用有限元软件模拟分析从钢管拱加工到最终桥面系施工的各施工阶段对主拱线形及主桥桥面高程的影响，然后现场以模拟计算值为阶段控制目标，采取有效的控制及调整措施，将各施工阶段的线形偏差控制在合理且可控范围内，最终使主桥成桥线形满足规范及设计要求。在各施工阶段下，主拱拱顶竖向位移及主桥桥面跨中挠度变化的实测值与理论值如表2所示。

　　 成桥后主拱线形和主桥桥面高程与设计偏差分别如图16,17所示。

　　 由图16和图17可知，成桥后主拱主要控制截面观测点实测高程与设计值偏差最大为-9.8mm，满足设计要求的最大允许偏差±10mm;主桥桥面主要截面观测点实测高程与设计值偏差最大为-19.5mm，满足设计要求的最大允许偏差±20mm。主拱左、右幅对称点高程最大偏差为9.2mm，满足设计要求最大允许偏差±73mm,2榀拱轴线线形对称性良好，整体线形平顺优美。主桥桥面同一控制截面3个测点高程最大偏差为19mm，桥面高程沿跨中截面位置纵向基本对称，总体上桥面高程较设计值偏低，但有利于后期的铺轨施工。

　　 郑万高铁汉江特大桥主桥施工过程中，通过对各施工阶段主拱轴线线形与主梁桥面标高进行监测，及时了解其动态变化，并将实测值与理论值进行对比分析，进一步确认施工状态的安全性与线形变化的合理性。若发现异常情况或问题，及时分析、查找原因并处理，必要时对施工技术做出调整，保证主拱成桥线形和主梁桥面标高满足设计要求。经对成桥后的线形进行复测，桥梁成桥线形满足设计及规范要求，线形控制取得良好效果。