縱連板式無砟軌道簡支梁橋動力響應試驗研究

戴公連 龍綠軍 劉文碩

摘要：開展了行車條件下高速鐵路CRTSⅡ型板式無砟軌道橋梁系統的動力響應現場測試，測試CRH380A001型列車以285～350 km/h時速通過時無砟軌道-32 m標準預應力混凝土簡支梁的動力響應.通過現場采集與數據分析，得到了鋼軌、軌道板、底座板、橋面板的豎橫向加速度幅值，橋墩頂縱橫向絕對位移.結果表明：結構各層加速度在列車時速達到295 km/h左右時，急劇增大，之后順速降低，出現陡波峰；車致振動加速度響應自鋼軌軌道板底座板橋面板，自上至下呈明顯的遞減趨勢，振動衰減較為明顯.此外，基于實測的梁體自振頻率與阻尼比，分析了梁體動撓度的簡化計算方法，計算結果與實測梁體動撓度較接近.實驗結果可為改進數值分析模型、驗證計算結果提供依據.

關鍵詞：高速鐵路；CRTSⅡ型板式無砟軌道；動力響應；簡支箱梁橋；現場試驗

中圖分類號：U211.3； U441.3文獻標識碼：A

CRTSⅡ型板式無砟軌道具有重量輕、維修養護工作量少、穩定性高等優點，在我國京津城際、京滬、京廣、滬杭、杭長等客運專線得到廣泛應用，截止至2014年10月，國內鋪設里程單線已超過10 000 km.

車致橋梁振動問題，國外早在20世紀70～80年代便已進行較廣泛的研究[1-2]，取得了比較大的成果.對于鋪設無砟軌道的高速鐵路橋梁來說，梁軌系統各層結構的動力特性是其重要研究課題之一.夏禾等在法國的Antoing大橋及我國秦沈客運專線上進行了高速列車作用下的動力試驗，得到了梁體、橋墩及車輛的一些動力指標[3-4].翟婉明院士根據秦沈客運專線行車實驗，分析了車軌道橋梁系統的相互作用機制，認為高速列車/橋梁振動分析中需充分考慮軌道結構參振并引入精確的動態輪軌作用關系[5].中國鐵道科學研究院開展時速200～250 km及300～350 km高速鐵路橋梁動力試驗，對常用跨度簡支梁橋以及連續梁橋的自振特性、剛度參數、梁體動力響應以及動車組通過橋梁時的安全性和平穩性進行了分析[6-7].

然而，已有軌道橋梁系統動力特性的研究多為理論分析[8-12]，實驗較少，且試驗多為短期試驗，此次試驗對不同車型、不同時速下梁軌系統的動力響應進行了長達5個月的測試.可為改進數值分析模型、驗證計算結果提供依據，對提高高速鐵路橋梁的動力設計水平、保證行車安全，具有重要意義.

1測試試驗方案

1.1橋梁及CRH380A001型列車介紹

選擇一座12孔32 m標準跨徑簡支箱梁橋的其中3孔為試驗對象.橋面凈寬12 m，防護墻內側凈寬為8.8 m；線路中心梁高3.05 m，兩側梁高3.078 m；梁長32.6 m，計算跨度31.5 m.橫橋向支座中心距4.5 m.橋墩采用圓端形低墩，基本約為3.5～5 m，橋臺采用矩形空心臺，基礎采用直徑Φ1.0 m的鉆孔樁，樁長約為21.5～24 m.橋上采用CRTSⅡ型板式無砟軌道.

試驗測得50趟CRH380A001型列車在不同時速激勵下軌道橋梁系統的動力響應.CRH380A001型列車為8節編組、4軸，軸距為2.5 m，鉤到鉤距離為Lv，約25 m.定員最大軸重為16 t，空車質量35.9 t，轉向架質量7.3 t，其簧下質量2 t[13].實測列車速度分布情況見表1.列車通過橋梁時的車梁墩基礎系統見圖1.

1.2測點布置

選擇與橋臺相接的1，12號兩孔簡支梁及中間6號孔簡支梁為測試對象，在選定橋跨的梁端、1/4跨、1/2跨等關鍵斷面布置測點，鋼軌、軌道板、底座板、橋面板、墩臺、路基、地面等處均設有加速度傳感器，總共設置了120個加速度、59個位移計、9個應變.測點布置見圖2，圖中，橋上結構布置的儀器，“中”表示布置在線路中心線，“右線”表示布置在小里程至大里程方向的右線外側，未經說明部分均布置在小里程至大里程方向的左線外側.

1.3測試儀器

采用ICP、941B型拾振器、SMWWYDC25D型位移計等傳感器采樣，并用北京東方振動和噪聲技術研究所研發的網絡便攜式動態數據同步采集系統自動采集存儲上傳數據.ICP由磁座吸附在鋼軌上，橋上位移計用鋼腳架固定，墩頂相對位移計用磁性表座固定，為得到列車運行速度，在鋼軌上粘貼了應變花，儀器安裝情況見圖3.

2梁體自振頻率及阻尼比

橋梁橫向、豎向自振頻率及阻尼比，是表征橋梁動力特性、檢驗橋梁動力性能的重要指標.

參考文獻[14]，計算梁體的一階豎向自振頻率公式為：ω2=π4EI/l4μ，其中l為梁體長度，μ為每延米質量，取24 540 kg/m.用此公式算得裸梁的自振頻率為5.95 Hz.

參考文獻[7]，實測32 m簡支箱梁的豎向基頻為6.8 Hz.

目前，常見的測試與分析梁體自振頻率的方法有脈動法、車輛余振法、跳梁法及力錘敲擊法等.文中采用車輛余振法，選取6#跨，通過對車輛通過后的余波進行自譜分析，得到梁體（在上部軌道系統作用下）的一階豎向、橫向自振頻率，見表2.

由表中數據可知，實測梁體一階豎向自振頻率為6.875～7.5 Hz，梁體一階橫向自振頻率為9.9～10.45 Hz.在上部軌道系統作用下的梁體豎向自振頻率比裸梁的自振頻率大.雖然軌道結構加大了橋梁的荷載，但CRTSⅡ型板式無砟軌道是縱向連續的，橋跨通過剪力齒槽與底座板固結在一起，增大了梁端的約束，不同橋跨通過上部軌道結構相互影響，其總體剛度增大.根據實測信號，得到梁體一階豎向自振的阻尼比為0.06.

加速度的大小可反映軌道橋梁各層結構振動的強弱.為研究車致橋梁振動響應在無砟軌道結構各層（鋼軌、軌道板、底座板）以及與橋梁之間的傳遞規律，在各層結構均布置了加速度傳感器進行測試.

3.1無砟軌道簡支梁橋系統各層結構豎向加速度

以6#跨為例，分析無砟軌道各層及橋面板的豎向加速度響應.對測得的信號進行時域分析，得到列車不同時速運行下結構的加速度響應幅值，見圖4.所取值為列車運行時，有載側加速度響應幅值，另外，線路中心跨中截面橋面板的加速度響應也對應給出.

從圖中可知：

1）當列車行駛速度為285～350 km/h時，各層結構豎向振動的加速度幅值隨速度變化在一定范圍內波動，呈現一定的隨機規律性.這是由于車輪與軌道的接觸狀態不同[15]（即車輛作用在軌道橋梁系統上力的大小、方向、作用點不同）導致的.另外，橋梁結構頻率特性、車輛頻率特性、車軌道橋梁的阻尼、車輛運行速度、軌道不平順等都會影響軌道橋梁系統的加速度響應，故結構豎向加速度幅值并不受列車運行速度單一影響.

2）分析各截面的車致振動加速度響應，梁端截面處軌道板、底座板、橋面板豎向加速度幅值相比跨中、1/4跨截面較大；而鋼軌豎向加速度幅值在1/4跨截面最小，在梁端截面與跨中相差不大.

3）結構各層豎向加速度幅值速度曲線均在列車速度為295 km/h左右時，急劇增大，之后順速降低，出現陡波峰.同一截面處不同層結構豎向加速度隨速度變化的曲線變化趨勢相近.

列車以一定時速通過橋跨，對軌道橋梁系統產生激勵荷載，使結構受迫振動.參考文獻[16]，其豎向激勵頻率主要取決于列車速度v（km/h）和車長d（m），激勵頻率f激勵=v/（3.6d）=0.011 1 v.當激勵頻率為結構自振頻率的1/i（i=1，2，3，…）時，將產生共振或超諧共振，使結構的加速度幅值急劇變大.

由第2節可知，實測的梁體（在上部軌道系統作用下）的一階豎向自振頻率為6.875～7.5Hz，則其共振速度為619.4～675.7 km/h，二階超諧共振速度為309.7～337.8 km/h.在實測的列車運行速度285～350 km/h范圍內，存在二階超諧共振速度.

圖4中實測的各層結構豎向加速度幅值速度曲線，在列車速度為295 km/h左右時，出現二階超諧共振的現象.出現波峰的速度與理論計算的梁體二階超諧共振速度有一點出入，相差不是很大.引起這種差別的原因有：測試數據本身存在誤差，包括加速度幅值、列車速度、橋梁自振頻率等；理論計算方法為近似計算，和實際情況有區別.

4）在CRH380A001列車動荷載作用下，車致振動豎向加速度響應自鋼軌軌道板底座板橋面板，呈明顯的遞減趨勢，振動衰減較為明顯.如表3所示.

5）橋面板的振動是研究軌道橋梁系統動力特性的重要指標.

根據測試得到的數據，線路中心橋面板的豎向加速度相對兩側較大，最大幅值為4.1 m/s2，接近《高速鐵路設計規范》（TB 10621-2014）限值0.5 g[17].箱梁的橋面板相當于一塊薄板固結在兩塊腹板上面，由圖2可知，橋面板有載側的測點在箱梁腹板附近，其振動為梁體的整體振動，而線路中心線處橋面板的振動除了梁體的整體振動，還有橋面板的局部振動.UIC規范中規定的橋面板加速度為沿線路橋面的加速度，規范中橋梁豎向加速度限值需說明具體的部位.

3.2無砟軌道簡支梁橋系統各層結構橫向加速度

為研究無砟軌道簡支梁橋系統的橫向振動特性，同樣在跨中和梁端等位置布置了橫向加速度傳感器，以6#跨為例，相應截面有載側各層結構橫向振動加速度幅值見圖5.

行車速度/（km·h-1）

從圖中可以看出：

1）當列車行駛速度為285～350 km/h時，各層結構橫向振動的加速度幅值隨速度變化在一定范圍內波動.其值在列車速度為295 km/h左右時，出現波峰.

參考文獻[18]，車橋第一種橫向共振速度vbr=3.6fbnd/i（n=1，2，…；i=1，2，…），其中fbn為橋梁的n階橫向自振頻率.

由第2節可知，實測的梁體（在上部軌道系統作用下）的一階橫向自振頻率為9.9～10.45 Hz，則其共振速度為891.9～941.4 km/h，二階超諧共振速度為445.95～470.7 km/h，三階超諧共振速度為297.3～313.8 km/h.在實測的列車運行速度285～350 km/h范圍內，存在三階超諧共振速度.

圖5中實測的各層結構橫向加速度幅值速度曲線，在列車速度為295 km/h左右時，出現三階超諧共振的現象.同豎向加速度，出現波峰的速度與理論計算的梁體三階超諧共振速度相差不大.

2）對比分析各截面的車致振動加速度響應幅值可知，鋼軌、軌道板跨中截面橫向加速度幅值相對梁端截面較大，橋面板跨中截面橫向加速度幅值相對梁端截面較小.

3）在CRH380A001列車動荷載作用下，車致振動橫向加速度響應由上至下同樣呈明顯的遞減趨勢，振動衰減較為明顯.如表4所示.

01運行下位移動力響應

高速鐵路運行速度高，對線路的平順性提出了更高的要求.由于橋梁在高速鐵路中占的比重相當大，嚴格控制橋梁的變形十分必要.試驗對梁底及橋墩的絕對位移進行了測試.列車以299 km/h速度通過時，6#跨梁底跨中撓度時程曲線見圖6.

時間/s

4.1豎向動撓度簡化計算

4.1.1列車荷載簡化

一個集中荷載P0以速度v通過橋跨，當其到達跨中時，跨中撓度最大，根據位移互等定理，P0作用在其他截面時，跨中的位移，與車輪作用在跨中時，該截面的位移相等，見圖7.

5結語

1）當列車行駛速度為285～350 km/h時，各層結構加速度幅值隨速度變化在一定范圍內波動，加速度幅值行車速度曲線均在列車速度為295 km/h左右時，急劇增大，之后順速降低，出現陡波峰.

2）在CRH380A001列車荷載作用下，車致振動加速度響應自鋼軌→軌道板→底座板→橋面板，呈明顯的遞減趨勢，振動衰減較為明顯.

3）橋面板線路中心處豎向加速度相比線路兩側較大，最大幅值為4.1 m/s2，接近《高速鐵路設計規范》（TB 10621-2014）限值0.5 g.

4）實測列車以不同速度通過時，梁體的最大動撓度為0.566 mm，與簡化計算方法得到的最大動撓度值比較接近，在工程允許的誤差范圍內，簡化計算方法可行.橋墩墩頂橫向動位移最大值為0.082 mm，墩頂縱向最大位移為0.160 mm.

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