高速鐵路無砟軌道-橋梁結構動力響應試驗研究

李志明，唐錢龍

(1. 南昌公路橋梁工程有限公司，江西 南昌 330077； 2. 中南大學 土木工程學院，湖南 長沙 410075)

0 引 言

“四縱四橫”高速鐵路主骨架線路的開通運營，標志著中國高速鐵路建造技術達到了新的高度。為保證高鐵運營的安全穩定，越來越多高鐵線路采用“以橋代路”[1]的修筑模式，如京滬線橋梁占線路長度比例達80%以上[2]。由此，橋梁工程成為了鐵路建設的重要一環，而橋上無砟軌道鋪設也成為其主要關鍵技術。無砟軌道-橋梁結構在高速行車荷載的沖擊下，過大變形及振動都會危及列車行車安全[3]，充分了解無砟軌道-橋梁結構在列車行車激勵下的動力響應顯得尤為重要。

關于高速列車作用下的無砟軌道-橋梁結構動力響應問題，HE Xia等[4]建立了較為完善的力學模型；郜新軍、盛興旺等[5-6]從數值仿真角度對軌道-橋梁結構的動力特性及其影響因素等進行研究。除此以外，現場試驗的開展為無砟軌道-橋梁結構動力響應研究提供寶貴數據。蔡超勛等[7]針對重載列車作用下的簡支梁動力響應進行測試，得到梁體撓度、應變與大軸重列車加載的關系；黃志斌等[8]以福建南平建溪特大橋為研究對象，現場測試了32 m簡支箱梁時的梁-軌動力響應；劉鵬輝、楊宜謙等[9-10]基于多條高鐵測試數據，對設計速度200～250 km/h及300～350 km/h的簡支梁動力響應進行了統計分析。

然而，依靠現場測試手段對無砟軌道-橋梁結構動力響應方面的研究依然較少，特別是針對軌道與橋梁協調變形方面的試驗研究更加少見。以滬昆高鐵某無砟軌道-橋梁結構為研究對象，布設精密監測元件建立多斷面多結構監測系統，對無砟軌道結構層與橋梁在列車行車激勵下的動力響應進行測試，獲得不同行車速度下無砟軌道-橋梁各結構層的振動加速度及梁體動位移響應規律，同時深入分析軌道結構-橋面協調變形特性，進一步為高鐵橋梁工程設計提供參考。

1 試驗設計

1.1 工點概況

滬昆高速鐵路線路全長2 252 km，線上設計速度300～350 km/h，使用CRH380A(L)、CRH380B(L)等動車組車型。筆者選擇滬昆高鐵某無砟軌道橋梁處的三孔簡支箱梁為研究對象，如圖1。橋梁全長400.0 m，橋跨布置為12×32 m，全橋均采用高速鐵路中常用32.0 m標準跨徑無砟軌道預應力混凝土簡支梁橋，截面類型為單箱單室等高度簡支箱梁，橋梁凈寬12.0 m，防護墻內側凈寬8.8 m；中心處梁高3.05 m，兩側處梁高3.078 m；梁長32.5 m，計算跨度31.5 m，圖2為典型橋梁橫截面。橋墩采用圓端形橋墩，高度較小，基本約為3.2～4.8 m，橋臺采用矩形空心臺，基礎采用直徑1.0 m的鉆孔樁，樁長約為21～23 m。

圖1 測試大橋Fig. 1 The monitored bridge

高速鐵路橋上軌道采用CRTSⅡ型板式無砟軌道(圖3)，無砟軌道由鋼軌、彈性扣件、預制軌道板、砂漿調整層及支承層等部分組成，其結構尺寸見圖2。軌道板厚度200 mm，寬度2 550 mm，采用預應力鋼筋進行加固，混凝土設計強度為C55，砂漿層厚度30 mm，采用水泥乳化瀝青砂漿，主要起到防震以及黏結軌道板與底座板的作用；底座板厚度300 mm，鋼筋混凝土結構。

圖2 橋梁典型橫截面(單位：mm)Fig. 2 Typical cross-section of bridge

圖3 橋上CRTSⅡ型板式無砟軌道Fig. 3 CRTSII slab ballastless track

1.2 監測系統

選用標定后的精細監測元件及儀器，在高速鐵路列車運營天窗期，進場對典型橋梁斷面的鋼軌、軌道板、道床板、橋梁等不同結構部位布置振動加速度與振動位移監測元件，測試不同車型、不同時速列車激勵下無砟軌道-橋梁系統的動力響應。

為考察橋梁不同橋跨以及橋跨不同典型斷面的動響應規律，選擇與兩端橋臺分別相接的兩孔簡支梁及中間一孔簡支梁為測試對象(圖4)，對選定的3個簡支梁橋跨1/4跨、1/2跨(跨中)等關鍵斷面處布置監測元件，建立多斷面多結構層的監測系統，不同斷面元件詳細布置見圖5。

圖4 橋跨監測布置Fig. 4 Bridge span monitoring arrangement

2 監測數據驗證

通過加速度傳感器與速度傳感器可以監測得到列車激勵下不同監測斷面及不同測點的加速度與速度振動響應情況。然而由于某些偶然因素(比如元件松動、元件安裝不當等)，導致部分監測元件測得信號出現異常。為校核監測點信號數據，利用DASP軟件對比監測點的原始速度時程曲線與該點由加速度曲線積分得到的速度時程曲線，倘若兩速度曲線的幅值及振動規律基本一致，則可說明此點信號數據可用，如果出現較大偏差，說明該測點的加速度傳感器或者速度傳感器已經出現問題。

圖6 監測信號驗證Fig. 6 Monitoring signal verification

`圖6(a)為橋面某監測點在8編組列車通過時得到的速度時程曲線S1，圖6(b)為該橋面監測點加速度曲線一次積分后得到的曲線S2。由圖可知，S1曲線最大速度為1.37×10-3m/s，而且輪對效應非常明顯，S2曲線最大速度為1.31×10-3m/s，輪對效應出現的時間節點與S1曲線時間節點基本一致，因此可以認為原始速度監測曲線和積分得到的速度曲線吻合，該點監測數據有效。采用此種方法可有效剔除異常數據。

3 試驗成果分析

運用上述驗證手段對行車激勵下無砟軌道-橋梁系統動力響應監測數據進行有效校對，進一步對軌道-橋梁系統在不同車速下的振動加速度與振動位移進行統計，分析不同車速下各結構層的振動響應及其衰減特性以及軌道結構與橋面的協調變形特性。

3.1 加速度響應分析

列車激勵作用對軌道及橋梁結構產生的動力沖擊，不僅影響軌道及橋梁結構的工作性能及使用壽命，并且對列車的運行安全及乘客舒適性產生不利影響。為了盡量避免這種不利影響，《高速鐵路設計規范》中規定：橋面豎向振動加速度要小于5 m/s2。可見，振動加速度是軌道結構及橋梁動力特性的關鍵控制指標。選取CRH380A-001列車經過的測點監測數據進行統計整理，深入分析豎向、橫向振動加速度響應規律。

3.1.1 豎向振動加速度

圖7為典型測點豎向振動加速度時程曲線圖。當輪對經過測點時刻，測點出現振動峰值，此為“輪對效應”。圖7(a)為鋼軌測點加速度時程曲線，時程曲線“輪對效應”明顯，中間車廂相鄰轉向架產生振動疊加，比車頭、車尾單轉向架振動加速度稍大，最大值約1 300 m/s2；圖7(b)為軌道板測點加速度時程曲線，軌道板與鋼軌振動規律基本一致，由于動力波在路基結構層傳遞過程中的能量衰減，同時受軌道板尺寸結構及材料特性影響，各時刻振動加速度較鋼軌要小，“輪對效應”更不明顯，軌道板豎向振動加速度最大值約為30 m/s2。

圖7 典型測點豎向加速度時程曲線Fig. 7 Vertical acceleration time-history curve of typicalmeasuring points

圖8為6#簡支梁跨中各結構層在不同行車速度下的豎向振動加速度測值。由圖8可知，在行車速度為290～350 km/h情況下，鋼軌、軌道板、底座板及橋面豎向振動加速度與行車速度的相關關系規律基本一致，即隨著列車行車速度的增大而增大，并且在列車速度320～340 km/h之間達到峰值，峰值后隨著列車速度的繼續增大而在一定范圍內維持不變，這與文獻[6]研究結論一致。鋼軌豎向加速度平均值在1 500 m/s2左右，而軌道板、底座板及橋面平均值相繼為24、1.7、0.7 m/s2左右，可見，鋼軌與軌道結構層的振動加速度響應數量級相差較大，而橋面振動加速度小于5 m/s2，滿足《高速鐵路設計規范》。

圖8 不同行車速度下跨中結構各層的豎向振動加速度Fig. 8 Vertical vibration acceleration of stratums of mid-span structures at different vehicle speeds

表1給出了6#跨中豎向振動加速度幅值范圍及結構層間傳遞率。由表1可知，在CRH380A-001綜合檢測列車激勵作用下，鋼軌、軌道板、橋面板、橋面、墩臺及地面均產生不同程度的振動，其中梁體跨中鋼軌豎向振動加速度幅值高達693.89～1 734.20 m/s2，其傳遞給軌道板和底座板的傳遞率小于2%和12%，其余各層間傳遞率略高但均小于42%。由此可見，受扣件阻尼及軌道結構材料動力性能影響，鋼軌傳遞給軌道及橋梁結構的振動能量衰減很大。

表1 跨中豎向振動加速度幅值及層間傳遞率Table 1 Acceleration amplitude and interlayer transfer rate of vertical vibration in mid-span

3.1.2 橫向振動加速度

圖9給出了6 #各結構層的不同行車速度下橫向振動加速度的變化情況。在行車速度為290～350 km/h情況下，各結構層橫向振動加速度響應數量級與豎向振動加速度基本一致，并且鋼軌振動加速度明顯大于軌道各結構層振動加速度；另外鋼軌及各結構層橫向振動加速度小于豎向振動加速度，與行車速度沒有明顯相關關系。梁體跨中鋼軌橫向加速度幅值為441 ～870 m/s2，見表2，其傳遞給軌道板的傳遞率為1.9%～5.3%，比豎向加速度傳遞率稍大，傳遞給底座板的傳遞率為3.5%～9.2%，比豎向加速度傳遞率稍小，其余各層間傳遞率略高但均小于63%。

圖9 不同行車速度下跨中結構各層的橫向振動加速度Fig. 9 Transverse vibration acceleration of stratums of mid-span structures at different vehicle speeds

車型位置加速度幅值范圍/(m·s-2)層間傳遞率/%CRH380A-001鋼軌441.230～869.980—軌道板8.420～46.0101.9～5.3底座板0.776～1.6003.5～9.2橋面板0.357～0.64440.2～46.0墩(臺)頂0.223～0.33952.7～62.4地面0.023～0.07810.3～22.9

3.2 梁體豎向動位移響應分析

針對無砟軌道結構動力變形方面的研究較多[11-13]，而梁體動力變形的試驗研究成果并不多見。橋梁作為軌道結構的下部支承，其結構變形直接影響到行車的安全性與舒適性，因此《高速鐵路橋梁設計規范》對高速鐵路橋梁的變形提出了嚴格的要求。結合試驗測試數據，考慮到梁體橫向動位移很小且無特別明顯規律，故以下針對梁體豎向動位移響應進行分析。

圖10給出了1#、6#及12#橋跨梁體測點在不同行車速度下的豎向動位移測值，其中圖10(a)為梁體跨中豎向動位移，圖10(b)為梁體1/4跨豎向動位移。當測試列車以5 km/h速度通過橋梁時，由于列車速度很小，其引起梁體慣性力作用也很小，因此，可認為1#孔、6#孔、12#孔梁體跨中截面的動位移為準靜態豎向位移，其值分別為-0.541、-0.500、-0.527 mm。由圖10可知，在行車速度為290～350 km/h情況下，梁體跨中及1/4跨測點豎向動位移與列車行車速度沒有明顯相關關系，不同橋跨豎向動位移在320～340 km/h達到最大值，達到最大值后隨著車速的增加不再增加。1#、6#及12 #橋跨跨中豎向動位移測值在-0.439～-0.567 mm范圍內變化，1/4跨豎向振動位移幅值范圍為-0.226～-0.426 mm，其中6 #橋跨跨中豎向動位移值普遍比1 #及12 #橋跨要小，而1/4跨豎向動位移值比1#及12#橋跨要大，這可能由不同橋跨結構差異導致(1#、12#橋跨連接橋臺，而6#橋跨處于橋梁中間)。

圖10 梁體豎向動位移與行車速度關系Fig. 10 Relationship between vertical dynamic displacement of beam body and vehicle driving speed

為了進一步分析梁體在不同行車速度列車作用下的變形特性，圖11分別繪制了1#、6#和12#的梁體跨中及1/4跨豎向動位移最大值與行車速度的關系。由圖11可知，在行車速度為290～350 km/h情況下，跨中與1/4跨豎向動位移最大值與受行車速度的影響不大，豎向動位移最大值隨行車速度的增加而基本與準靜態位移持平，跨中豎向動位移最大值為1/4跨的1～2倍，其中1#、6#及12#梁體跨中最大豎向動位移分別為-0.554、-0.506、-0.567 mm，1#、6#及12#梁體1/4跨最大豎向動位移分別為-0.372、-0.426、-0.407 mm。《高速鐵路橋梁設計規范》中規定高速鐵路橋梁在列車時速350 km/h下豎向最大位移不能超過L/1 600=0.02 m(L為跨度，文中取32 m)，可見該高速鐵路橋梁滿足設計規范要求。

圖11 梁體豎向動位移最大值與行車速度關系Fig. 11 Relationship between maximum vertical dynamic displacement of beam body and vehicle driving speed

3.3 軌道結構-橋面協調變形分析

在行車激勵作用下，由于無砟軌道結構軌道板與底座板以及底座板與梁體在結構尺寸、結構剛度等方面的不同，不同結構層會產生變形差異，劣化軌道工作性能。通過在軌道板與底座板間、底座板與橋面板間布置差動式位移傳感器，獲得列車過橋時各結構層間的相對動位移，揭示不同行車速度條件下軌道結構-橋面的協調變形特性。

3.3.1 軌道板-底座板相對位移

圖12給出了1#、6#及12#簡支梁測點軌道板-底座板的豎向及橫向相對動位移值。由圖12可知，在行車速度為290～350 km/h情況下，軌道板-底座板豎向相對動位移隨行車速度的增大總體上呈現先增大后減小趨勢，并且在列車速度330～340 km/h達到最大值，但有部分離散點；軌道板-底座板豎向相對動位移在0.02～0.244 mm幅值范圍內變化，1#跨測值總體上要稍大于6#及12#測值。而軌道板-底座板橫向相對位移與行車速度沒有明顯的相關關系，這與列車激勵荷載主要為豎向荷載有關，其值在0.008～0.024 mm范圍內變化，明顯要小于豎向相對動位移，同時6#跨測值總體上要稍小于6#及12#測值。

表3統計出了1#、6#及12#簡支梁測點軌道板-底座板的豎向及橫向相對動位移的最大值。由表3可知，在行車速度為290～350 km/h情況下，1#、6#及12#簡支梁跨中豎向相對動位移最大值在0.095～0.244 mm之間變化，并且隨著行車速度的增加總體呈現增大后減小趨勢，在車速320～340 km/h之間達到最大值，為0.244 mm；不同車速下跨中橫向相對動位移最大值在0.009～0.035 mm之間變化，與行車速度沒有明顯的相關關系，豎向相對位移最大值約為橫向的6～10倍。

圖12 軌道板-底座板相對位移Fig. 12 Track plate-base plate relative displacement

測點位置列車經過測點時速度/(km·h-1)5290300310320340350跨中豎向/mm1#0.2090.1800.1870.1360.2090.2440.1456#0.1170.1670.1210.1050.1380.1920.05612#0.1310.1180.0950.1040.1420.2400.066跨中橫向/mm1#0.0360.0230.0350.0170.0190.0280.0246#—0.0090.0110.0120.0120.0110.01312#—0.0220.0180.0170.0240.0330.016

3.3.2 底座板-橋面相對位移

軌道板通過CA砂漿層與底座板黏結，軌道板與底座板的相對動位移規律揭示了動力荷載作用下，不同材料特性的結構層由于輪對作用動力波傳遞的時效性導致變形存在時間滯后，進而引起不同結構層的相對變形。橋面板作為無砟軌道鋪設的基礎，橋面與底座板的相對變形同樣影響軌道工作性能。圖13給出了1#、6#及12#簡支梁測點底座板-橋面的豎向及橫向相對位移值。由圖13可知，在行車速度為290～350 km/h情況下，底座板-橋面豎向及橫向相對動位移與行車速度沒有明顯的相關關系，測值點較為離散，豎向相對動位移在0.005～0.024 mm幅值范圍內變化，橫向相對動位移在0.003～0.017 mm范圍變化。

表4統計出了1#、6#及12#簡支梁測點底座板-橋面的豎向及橫向相對動位移的最大值。由表4可知，在行車速度為290～350 km/h情況下，1#、6#及12#簡支梁跨中豎向相對動位移最大值在0.009～0.024 mm之間變化，受行車速度的影響不大；不同車速下跨中橫向相對動位移最大值在0.005～0.017 mm之間變化，跨中豎向相對動位移最大值約為橫向的1～2倍。

通過以上對試驗數據分析可知，軌道板-底座板與底座板-橋面相對動位移都很小，基本處在毫米級以下。然而值得注意的是，在列車長期動力循環加卸載條件下，此種相對位移可能引起不可忽視的塑性累積變形，進而導致軌道線路彎曲，劣化軌道工作形態，影響列車安全運行。

表4 列車不同行車速度下底座板-橋面板相對位移最大值Table 4 Maximum relative displacement of the base plate-deck plate at different driving speeds of the train

圖13 底座板-橋面板相對位移Fig. 13 Base plate-deck plate relative displacement

4 結 論

針對滬昆高鐵某32.0 m標準跨徑預應力簡支箱梁進行動力響應測試，研究該無砟軌道-橋梁結構振動加速度、梁體豎向動位移以及軌道結構-橋面協調變形特性，得到以下結論：

1)在行車速度為290～350 km/h情況下，該預應力簡支箱梁梁體跨中豎向振動加速度隨著列車行車速度的增大而增大，并且在列車速度320～340 km/h之間達到峰值，峰值后隨著列車速度的繼續增大而在一定范圍內維持不變；梁體跨中各結構層豎向加速度大于橫向加速度，且鋼軌與軌道結構層的加速度響應數量級相差較大。

2)梁體跨中各層結構的豎向、橫向加速度從上至下呈現十分明顯的逐級減小趨勢，振動衰減較為明顯，鋼軌傳遞振動給軌道板和底座板的傳遞率偏小，由橋面板傳給墩臺的傳遞率較高。

3)在行車速度為290～350 km/h情況下，該預應力簡支箱梁梁體跨中及1/4跨測點豎向動位移與列車行車速度沒有明顯相關關系，跨中豎向動位移測值在-0.439～-0.567 mm范圍內變化，1/4跨豎向振動位移幅值范圍為-0.226～-0.426 mm，振動變形滿足《高速鐵路橋梁設計規范》要求。

4)軌道板-底座板間相對動位移遠大于底座板-橋面板間相對動位移，豎向相對動位移均大于橫向相對動位移。在行車速度為290～350 km/h情況下，1#、6#及12#簡支梁軌道板-底座板跨中豎向相對動位移最大值為0.244 mm，底座板-橋面板跨中豎向相對動位移最大值為0.024 mm。長期動力循環加卸載條件下，此種相對動位移可能引起此類無砟軌道-橋梁結構不可忽視的塑性累積變形，劣化軌道工作形態，影響列車行車安全。