高烈度地震區高鐵多跨簡支梁橋縱向倒塌模式研究

摘要： 為明確高鐵多跨簡支梁橋倒塌模式，以中國西北地區10跨高鐵簡支梁橋為實際工程背景，結合橋上雙塊式無砟軌道結構特點，建立軌?橋一體化計算模型。采用顯式積分法與能量法研究該類無砟軌道橋梁在高烈度地震區的縱向倒塌模式。結果表明：高鐵多跨簡支梁橋破壞的關鍵部位主要集中在橋梁伸縮縫處的軌道區域、支座及支座接觸面的混凝土區域、橋墩墩底區域；確定了10跨高鐵簡支梁橋倒塌判別的能量比值為89.33%；通過將橋梁伸縮縫處的軌道板與凹槽截面耦合連接，將結構體系進行優化，提高了軌道與橋梁連結的整體性，避免橋梁伸縮縫處軌道在地震初期成為橋梁破壞的關鍵部位，結構體系抗倒塌時間延長了約45%，減小了落梁概率，提高了橋梁的整體抗倒塌能力。

關鍵詞： 雙塊式無砟軌道簡支梁橋； 縱向倒塌模式； 高烈度地震區； 顯式積分法； 能量法

中圖分類號： U448.13； U442.5+5 " "文獻標志碼： A " "文章編號： 1004-4523（2025）03-0579-08

DOI：10.16385/j.cnki.issn.1004-4523.2025.03.014

Research on longitudinal collapse mode of multi?span simply?supported beam bridges of high?speed railway in high intensity seismic zone

LIU Zunwen1，2， LIANG Gangyi1， CHEN Xingchong1， DENG Yongjie1， LI Xinjing1

（1.School of Civil Engineering，Lanzhou Jiaotong University，Lanzhou 730070，China； 2.Key Laboratory of Road amp; Bridge and Underground Engineering of Gansu Province，Lanzhou Jiaotong University，Lanzhou 730070，China）

Abstract： In order to clarify the collapse mode of multi-span simply-supported beam bridges of high-speed railway， a 10-span high-speed railway simply-supported beam bridge in northwest China is taken as the actual engineering background. Combined with the characteristics of double block ballastless track structure on the bridge， the track-bridge integration research model is established. The collapse mode of this kind of ballastless track bridge in high intensity earthquake zone is studied by using explicit integral method and energy method. The results show that the key parts of the destruction of high-speed railway multi-span simply-supported beam bridge mainly concentrate on the track area of the bridge expansion joint， the concrete area of the support and the support contact surface， and the bottom area of the pier. The energy ratio of the 10-span high-speed railway simply-supported beam bridge collapse discrimination is 89.33%. By coupling the track plate and the groove section at the bridge expansion joint to optimize the structural system， the integrity of the track and bridge connection is improved， so that the track at the bridge expansion joint avoids becoming the key part of the destruction at the early stage of the earthquake. The collapse time of structural system is prolonged by about 45%， and the probability of the beam falling is reduced， so that the overall collapse resistance ability of the bridge is improved.

Keywords： double block ballastless track simply?supported beam bridge；longitudinal collapse mode；high intensity earthquake zone；display integration method；energy method

目前，工程結構的倒塌問題在土木工程領域引起廣泛關注，成為土木工程學科的前沿研究問題之一，由于高鐵橋梁使用無砟軌道系統，高鐵橋梁的破壞及倒塌問題在近些年逐漸被重視［1?4］。高鐵橋梁多采用“以橋代路”的形式鋪設，其中多跨簡支梁結構形式尤為常見。而中國高鐵以“八縱八橫”規劃的客運專線多處于地震危險性較高的活動斷層，無砟軌道橋梁缺少大震考驗，因此研究高鐵橋梁的倒塌模式，貫徹“大震不倒”的抗震設計理念，確保高鐵線路運營的安全性具有重要的現實意義［5?7］。

國內外學者對高烈度區橋梁的倒塌開展了大量研究。DI PRISCO等［7］采用簡化的線彈性和非線性有限元模型對意大利北部一座鋼筋混凝土立交橋進行了安全性評估，并分析了導致結構倒塌的原因。FERRO等［8］依托意大利皮埃蒙特地區“拉雷阿萊”高架橋，對導致高架橋其中一跨垮塌的原因展開了研究，基于橋梁荷載試驗和結構規范建議的安全系數，采用兩種方法對可變交通荷載的分項安全系數進行了評估。BENIN等［9］將混凝土塑性損傷模型運用于俄羅斯阿穆爾地區某高速公路橋梁倒塌的計算中，結果表明混凝土是準脆性材料，且表現出復雜的軟化行為。熊文等［10］以江西一座發生嚴重沖刷病害的橋梁為依托，運用仿真分析法，明確判斷淺基礎雙曲拱橋倒塌的關鍵指標是拱腳和橋墩接觸應力，揭示了該類橋型水毀的破壞模式。賈宏宇等［11］考慮橋墩材料非線性、損傷過程大變形非線性以及梁端非線性碰撞，建立大跨度連續梁橋損傷數值模型，直觀地模擬結構體系在大震下的破壞過程。鄭小博等［12］以鋼桁?混凝土組合連續梁橋為研究對象，采用能量法和顯式積分法，對其構件重要性、破壞后剩余結構冗余度和倒塌行為開展研究，探明了該類結構各構件的重要性分布特征和結構連續倒塌機制。游四方等［13］為了模擬脈沖地震作用下簡支梁橋的倒塌過程，運用有限元軟件建立簡支梁橋三維模型，研究人工合成地震動對簡支梁橋倒塌過程和地震響應的影響，總結了地震作用下簡支梁橋的倒塌模式。雷軍虎等［14］建立高鐵大跨連續剛構橋線橋一體化模型，采用地震易損性分析方法確定了橋梁倒塌的地震動峰值加速度。梁巖等［15］以一座高鐵剛構橋為例，采用地震易損性分析方法研究橋梁的損傷狀態。胡章亮等［16］通過研究高鐵橋墩單獨構件的損傷來評估整個高鐵橋梁的損傷及破壞情況。

1 軌?橋一體化計算模型的建立

1.1 工程概況

選取中國西北地區10 m×32 m高鐵雙線簡支箱梁橋，頂板寬度為13.4 m，底板寬5.5 m，截面梁高為2.6 m，梁體材料為C40混凝土；橋墩高12 m，截面長6 m，寬2.5 m，材料為C35混凝土。橋墩箍筋和縱筋均采用直徑為20 mm的HRB335鋼筋。軌道板及底座板混凝土強度均為C60，截面尺寸分別為2.8 m×0.26 m和3.4 m×0.175 m。橋梁所在場地類型為Ⅰ類場地，多為緊密的碎石土，可忽略樁土相互作用，抗震設防烈度為9度，其罕遇地震加速度峰值為0.64g。

1.2 雙塊式無砟軌道系統結構特點

雙塊式無砟軌道采用CRTS Ⅰ型和CRTS Ⅱ型兩種軌道板。CRTS Ⅰ型軌道由底座及凹槽（或凸臺）、隔離層、道床板、雙塊式軌枕、CHN60型鋼軌及扣件組成。CRTS Ⅱ型軌道由保護層、底座板、隔離層、道床板、抗剪凸臺、雙塊式軌枕、CHN60型鋼軌及扣件組成。兩種軌道道床板均采用縱向分塊澆筑，軌枕采用通用的軌枕。梁體上設有預埋鋼筋，用來與CRTS Ⅰ型軌道底座板及CRTS Ⅱ型軌道保護層相連。而道床板與底座板采用土工布隔離。凹槽及抗剪凸臺四周設置有剛度較大的彈性墊板［16］，軌道結構如圖1所示。兩種軌道施工方法不同，但在構造與受力上極為相似，故本文建立統一的雙塊式無砟軌道計算模型。

1.3 計算模型的建立

本文采用ABAQUS有限元軟件建立10 m×32 m的雙塊式無砟軌道高鐵簡支梁橋軌?橋一體化計算模型，橋梁伸縮縫為0.1 m，伸縮縫上覆軌道系統，梁端支撐長度為1.2 m。支座采用減隔震支座，建模過程中忽略樁土相互作用，將橋墩墩底固結，忽略軌道扣件的縱向阻力效應，根據鋼材與混凝土材料的彈性模量比，在確保剛度不變的前提下，通過調整材料容重保證總質量不變，將鋼軌截面換算成混凝土截面，并將鋼軌、雙塊式軌枕及道床板集成一個截面。換算的鋼軌截面尺寸為0.176 m×0.44 m，混凝土容重為2.5 t/m^3，軌道集成截面等效質量為2.1 t/m。計算模型如圖2所示。

道床板與底座板之間的凹槽墊片采用非線性彈簧模擬，模擬方式為：在相應截面建立參考點并進行點面耦合，如圖2（d）所示，通過調整耦合面半徑大小來近似模擬凹槽（抗剪凸臺）與橋梁接觸面的大小，并采用連接器單元CONNECTOR連接參考點，在連接器彈性參數中輸入凹槽墊片的對應剛度，塑性參數中輸入雙折線模型的力與位移數據，失效命令中輸入彈簧失效的剪力限值。通過在軌道兩端面建立參考點，并在離軌道兩端一定距離處建立固結點，將固結點和參考點通過CONNECTOR單元連接，模擬后繼結構對軌道的約束效應。減隔震支座亦采用彈簧連接器CONNECTOR單元。凹槽墊片、后繼結構、減隔震支座的CONNECTOR單元分別有200個、4個、40個。集成軌道和底座板、梁體、橋墩采用實體單元SOILD C3D8R模擬，分別有12480個、46200個、12705個單元，在保證計算精度的同時，為了不占用大量計算空間，梁體、集成軌道、底座板單元網格大小約為0.366 m，橋墩網格大小約為0.6 m。鋼筋采用桁架單元T3D2模擬，共66815個單元。

支座縱向與橫向剛度為1×105 kN/m，豎向剛度取為1×109 kN/m，用雙線性理想彈塑性模型模擬［17］，模擬方式與凹槽墊片相同。鋼筋本構模型采用雙折線模型，如圖3所示。圖中，εy為屈服應變，E0為屈服前彈性模量，E1為屈服后彈性模量。取鋼筋的屈服應力為302 MPa，極限應力為455 MPa，彈性模量為200 GPa，極限塑性應變為0.075。混凝土本構模型采用CDP模型，如圖4所示。混凝土塑性參數如表1所示。后繼結構和凹槽墊片剛度分別取為7.72×104和1.8×105 kN/m［18］，接觸采用通用接觸，法向接觸為“硬”接觸，切向接觸摩擦系數參照文獻［19］取為0.15，底座板與梁體之間采用預埋鋼筋固結，在模型中采用綁定命令將底座板固結于梁體上。

1.4 各構件破壞限值定義

混凝土單軸受壓應力?應變曲線計算公式為：

式中，α_t為混凝土單軸受拉應力?應變曲線下降段參數值；f_（t，r）為混凝土單軸抗拉強度代表值；ε_（t，r）為與單軸抗拉強度代表值對應的混凝土峰值拉應變；d_t為混凝土單軸受拉損傷因子。

為研究結構何時破壞，以及使結構破壞的可視化更加直觀，模型采用顯式積分法計算，并定義橋梁各構件破壞的標準。對于實體單元，運用單元殺死技術，即單元達到破壞極限后ABAQUS可自動刪去單元，使模型的破壞效果更加直觀。各構件破壞限值具體定義如下：

（1）在混凝土塑性損傷數據中合理定義損傷因子和混凝土應力?應變的極限值關鍵字，當混凝土達到該值后可認為破壞，具體根據混凝土極限拉壓應變值定義，通過混凝土塑性損傷模型公式確定混凝土破壞時的損傷因子，計算公式如式（2）和（7）所示，C35混凝土極限壓應變為0.02，則受壓損傷因子為0.95；極限拉應變為0.001，則受拉損傷因子為0.93。C40混凝土極限壓應變為0.022，則受壓損傷因子為0.95；極限拉應變為0.0011，則受拉損傷因子為0.94。C60混凝土極限壓應變為0.025，則受壓損傷因子為0.97；極限拉應變為0.0014，則受拉損傷因子為0.96。

（2）鋼材的破壞則是在塑性破壞中定義鋼材的極限拉應力，HRB335鋼筋以其極限拉應力455 MPa為破壞限值。

（3）軌道是鋼軌和道床板的集成，所以在定義軌道破壞時，根據兩者所占集成截面的比例，調整了軌道破壞的上下限應力值和損傷因子，增大了軌道的應力?應變的上下限值，使其更接近軌道的實際破壞，計算方法同（1），其極限壓應變為0.03，受壓損傷因子為0.97；極限拉應變為0.004，受拉損傷因子為0.99。

（4）對于支座，最大位移限值為±100 mm，滑動支座最大剪力限值為±150 kN，固定支座最大剪力限值為±1500 kN［17］，當剪切力超過彈簧支座的限值時彈簧支座失效，改由橋墩和主梁直接作用，采用接觸方式模擬。

1.5 基于結構的能量倒塌準則

針對整個結構體系，本文基于能量法確定高鐵橋梁整體倒塌判別的能量比臨界值［19?21］。

由能量平衡可知，外力所做功總是等于能量的增量，當結構不發生破壞時，結構在地震作用下滿足方程：

?E_K （t）+?E_R （t）+?E_H （t）+?E_D （t）=?W（t） （10）

式中，?E_K （t）、?E_R （t）、?E_H （t）、?E_D （t）分別為結構體系的動能增量、應變能增量、沙漏能增量及阻尼能增量；?W（t）為外力在時間增量上所做的功。

本文計算運用單元殺死技術，當單元被刪除時，單元的質量和阻尼信息亦被刪除，此時結構累計外力所做功無法和剩余結構總能量相平衡，結構體系的平衡關系被打破，當結構足夠多的關鍵構件被破壞后，結構體系將發生倒塌。因此，定義剩余結構在t時刻由地震產生的結構體系總能量E（t）和該時刻外力所做功W（t）的比值為能量比ξ，當ξ小于臨界值ξ_d時可認為結構倒塌，具體如下式所示：

ξ=E（t）/W（t） lt;ξ_d （11）

1.6 地震動的選取

高烈度區橋梁倒塌分析僅考慮一致激勵的情況，依據地震動的頻譜特性、有效峰值、持時分別選取地震強度為0.35g、0.10g和0.32g的El Centro，Taft及Sanfer共3條記錄地震波，通過放大系數將地震動強度調至0.65g，該值通過試算得到，其地震強度大于9度區罕遇地震強度，為特大地震。包含了峰值加速度的地震動如圖5所示。在剛體地面左端參考點輸入縱向地震動，由剛體地面震動帶動整個模型震動。

1.7 分析步時長設置

通過試算得出，模型在強度為0.65g的3條地震動下的倒塌時間均在10 s內，為了保證計算精度，同時確保不占用大量的計算空間，本文將分析步總時長設為11.1 s，模型分析步長為0.01 s。為確保模型順利計算，前0.1 s為模型自動尋找接觸對時間，重力及地震動未參與計算。而接下來的1 s是模型靜力計算時間，此時重力參與計算。后10 s為包含地震加速度峰值在內的地震動前10 s，此時重力和地震動均參與計算。

2 計算結果分析

2.1 橋梁縱向倒塌模式

本文以Taft地震動下橋梁的縱向倒塌模式為代表進行分析，計算結果如圖6所示，圖7為6#、9#墩滑動支座剪力時程曲線。

從圖6可以得出，當t=3.5 s時，橋梁伸縮縫處軌道、支座頂部梁體混凝土及橋墩底部混凝土應力值較大，2#墩墩頂梁縫處軌道發生破壞；當t=4 s時，6#墩墩底一側混凝土脫落，鋼筋外露，橋墩破壞率為1%；當t=5 s時，多個梁縫處軌道及橋墩墩底混凝土破壞，但未徹底破壞，橋墩仍然有支撐能力，其中6#、9#墩墩底混凝土分別破壞9%、11%；當t=5.5 s時， 6#、9#墩墩頂滑動支座剪切力達到限值，發生失效破壞，如圖7所示。同時6#、9#墩右側墩底混凝土大面積破壞，橋墩向右開始傾倒，這時結構體系開始倒塌，其中6#、9#墩破壞率分別為21%、18%；當t=6 s時，所有橋墩墩底混凝土都發生不同程度的破壞，6#、9#墩墩頂梁端位移過大，梁端支撐長度超限，造成落梁破壞，梁體在落梁過程中梁縫間產生碰撞，并造成梁端損傷；當t=6.5 s時，橋梁各關鍵部件徹底破壞，橋梁使用功能喪失，橋梁倒塌。

2.2 結構倒塌準則能量比值的確定

利用ABAQUS有限元軟件中自帶的結構總能量和外力所做功計算模塊，可得出模型計算過程中的總能量和外力所做功，如圖8所示。

從圖8中得出在3條地震動作用下結構的總能量和外力所做功，在地震激勵下，梁縫處軌道、支座、墩底區域等關鍵構件的單元逐漸達到應力極限而發生破壞，但部分構件的破壞并沒有讓結構累計所受外力功突增，而是隨著構件的破壞而逐步增加，并逐漸大于結構總能量。

在對能量比取值時，必然會受到不同地震動離散性的影響，本文選取了3條地震動，對結構體系進行了動力時程分析，得出了各地震動下結構體系的能量比變化曲線，如圖9所示。從圖9可以得出，3條地震動能量比變化趨勢相似，但因頻譜特性、離散性等影響使得其存在一定的差異性。在Taft地震動下，結構在5.5 s時的能量比突然變小且小于1，再結合圖6（d）可判斷此時橋梁開始倒塌，此時能量比為0.89，則可知結構體系在Taft地震動下能量比的臨界值為0.89。El Centro地震動下結構在4.5 s開始倒塌，其能量比臨界值為0.91。Sanfer地震動下結構在6 s開始倒塌，其能量比臨界值為0.88。取三者的均值可得到10跨高鐵簡支梁橋的能量比值為89.33%，如表2所示。

2.3 計算模型優化設計

通過分析結構體系在特大地震作用下的縱向倒塌模式，探究提高高鐵多跨簡支梁橋抗倒塌能力的方法，本文在上述模型的基礎上進行優化。即通過提高橋梁伸縮縫處軌道與道床板的連接性能，增加梁縫處軌道與梁體連接剛度，或在梁縫設置耗能裝置以減輕梁縫處地震作用對軌道的影響。為了模擬以上方案，本文通過將梁伸縮縫處軌道截面與凹槽參考點進行耦合，來提高軌道與梁體連結的整體性。軌道優化示意圖如圖10所示。

圖11為優化后的計算模型在強度為0.65g的縱向Taft地震動下的縱向倒塌模式，圖12為兩種模型下6#墩墩頂倒塌位移時程曲線。

在t=7 s時，橋梁部分橋墩墩底出現混凝土脫落，且部分支座及支座處梁體混凝土破壞。在t=8 s時，橋梁支座及支座處混凝土破壞嚴重，各墩底混凝土均出現破壞，6#、7#和11#墩破壞嚴重，墩底混凝土完全脫落，橋墩失去支撐能力，橋梁開始倒塌，其中6#、7#、11#墩破壞率分別為18%、31%、26%。當t=8.5 s時，各墩底失去支撐能力，大部分支座失效，橋梁整體倒塌。

由圖11和圖12可以得出，優化后的計算模型提高了結構整體抗倒塌能力，使橋梁倒塌的關鍵部位發生改變，地震初期結構體系倒塌的關鍵部位不再是梁伸縮縫處軌道，而是橋墩，當橋墩墩底被壓潰時，橋梁發生整體倒塌。優化后結構體系的抗倒塌時間延長了約45%。這是因為模型優化前，梁伸縮縫處軌道為地震初期橋梁倒塌的關鍵部位，一旦軌道破壞，由軌道約束形成的連續梁體系將轉化為簡支梁體系，從而使結構更易發生落梁破壞，橋墩將吸收更大的能量，加快了橋墩墩底的損傷，從而迅速倒塌，由此可見對橋梁伸縮縫處的軌道結構進行優化是合理的。

3 結 "論

本文以中國高鐵常見的多跨雙塊式無砟軌道簡支梁橋（10 m×32 m）為研究對象，采用顯式積分法和能量法對其地震下縱向倒塌模式進行研究，并對結構進行優化設計，主要得出以下結論：

（1）明確了該類橋梁的破壞關鍵部位主要集中在橋梁伸縮縫處的軌道、支座及支座接觸面的混凝土區域、橋墩墩底區域，并且落梁破壞為主要縱向倒塌模式，邊跨附近與中跨橋墩破壞最為嚴重，在倒塌前損傷最嚴重的墩破壞率達到21%。

（2）針對地震作用下高鐵雙塊式無砟軌道簡支梁體系，建議判別倒塌的能量比臨界值取為89.33%。

（3）通過將橋梁伸縮縫處的軌道板與凹槽截面耦合連接，對結構體系進行優化，可避免橋梁伸縮縫處軌道在地震初期成為橋梁破壞的關鍵部位，結構體系抗倒塌時間延長了約45%，減小了落梁震害的概率，提高了橋梁的整體抗倒塌能力。

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第一作者： 劉尊穩（1985—），男，副教授。

E?mail：liuzunwen@lzjtu.edu.cn

通信作者： 梁剛毅（1995—），男，碩士研究生。

E?mail：2112684920@qq.com