深埋式樁板結(jié)構(gòu)橋隧過渡段動力特性研究

魏麗敏，李雙龍，何 群，何重陽

(1.中南大學 土木工程學院， 湖南 長沙 410075；2.高速鐵路建造技術(shù)國家工程實驗室， 湖南 長沙 410075； 3.中鐵第四勘察設計院集團有限公司，湖北 武漢 430063)

為了實現(xiàn)路基與橋臺、隧道等剛性結(jié)構(gòu)物間的剛度平順過渡，我國TB 10621—2014《高速鐵路設計規(guī)范》[1]規(guī)定普通路基與橋臺之間的過渡路基長度不應小于20 m，橋梁與隧道之間的過渡路基長度不應小于40 m。對于普通路橋過渡段而言可以滿足此長度要求，但隨著中國高速鐵路向山區(qū)發(fā)展，橋、隧之間的距離難以滿足規(guī)范對過渡段路基長度要求的情況時有發(fā)生。上?！ッ鞲咚勹F路首次將深埋式樁板結(jié)構(gòu)路基用作某橋梁與隧道間過渡段以解決因距離短而無法設置常規(guī)過渡段的問題[2]。樁板結(jié)構(gòu)路基作為一種新型的復合結(jié)構(gòu)路基[3]，已有學者開展研究。梁波等[4]結(jié)合變形控制條件對非埋式樁板結(jié)構(gòu)的匹配和動力特性展開數(shù)值研究，提出了一套樁板結(jié)構(gòu)-無砟軌道路基的橫斷面尺寸設計方法；馬坤全[5]結(jié)合某高速鐵路非埋式樁板結(jié)構(gòu)路基，建立了樁板結(jié)構(gòu)-地基土系統(tǒng)空間有限元模型來分析其動力特性；蘇謙等[6]對非埋式樁板結(jié)構(gòu)的承載機制進行了研究。現(xiàn)有研究成果大多集中于普通路基中的非埋式或淺埋樁板結(jié)構(gòu)的研究，而對深埋式樁板結(jié)構(gòu)過渡段路基的動力特性研究卻少有報道。

本文基于對上?！ッ鞲咚勹F路某深埋式樁板結(jié)構(gòu)橋隧過渡段路基的現(xiàn)場動力響應測試，研究深埋式樁板結(jié)構(gòu)路基在不同車型、車速下的動力特性；建立考慮車輛-軌道-路基耦合振動的數(shù)值模型，研究過渡區(qū)軌道等效剛度變化及其線路的平順性，并且分析樁板結(jié)構(gòu)的樁頂動應力水平，進一步評價深埋式樁板結(jié)構(gòu)路基過渡性能。

1 現(xiàn)場試驗

1.1 工點概況

試驗工點位于上海至昆明高速鐵路江西段。滬昆高鐵設計速度350 km/h，為雙線鐵路，雙線軌道中心間距5 m。采用60 kg/m、U71MnG型號鋼軌，路基以上采用CRTSⅡ型雙塊式無砟軌道結(jié)構(gòu)，見圖1。過渡區(qū)總長約39.2 m，過渡段路基長度為26 m，分別與鳳陽隧道、黃梅塘大橋相連。地基土層主要由厚度0～20 m的粉質(zhì)黏土和下層灰?guī)r組成。以級配碎石作為基床表層填料，厚度0.4 m，基床表層以下為級配碎石混合5%水泥填料，厚度2.3 m(見圖1(b))。為實現(xiàn)橋臺與隧道間的平順過渡，采用樁板結(jié)構(gòu)路基作為橋隧過渡段。樁板結(jié)構(gòu)分為兩聯(lián)，每聯(lián)長度13.0 m，靠近隧道的為第一聯(lián)，由三排等長樁與承載板組成，每排樁樁長10.0 m，見圖2?？拷鼧蛄旱牡诙?lián)采用不等樁長設計，長度依次為23.0、16.0、13.0 m?；鶚稙殂@孔灌注樁，樁徑1.0 m。承載板為鋼筋混凝土結(jié)構(gòu)，厚1.0 m，與鉆孔灌注樁剛性連接。

1.2 監(jiān)測布置及數(shù)據(jù)處理

為了獲得列車激勵下過渡區(qū)不同位置的動力響應規(guī)律，過渡區(qū)共設置5個橫向測試斷面，分別為B0、S1、S2、S3、T0，見圖1(a)和圖3(a)。

圖1 橋-隧過渡區(qū)分布(單位：m)

圖2 樁板結(jié)構(gòu)尺寸(單位：m)

圖3 監(jiān)測布置

橋臺監(jiān)測斷面為B0，隧道監(jiān)測斷面為T0，過渡段路基建立3個監(jiān)測斷面，測點布置位置見圖3(b)。測試列車包含CRH380B、CRH2、CRH380A-001、DF11、CRH380A-6158、CRH380AM共6種車型，對應列車軸重分別為16、13、14、22、14、15 t。采用891-Ⅱ型拾振器監(jiān)測振動加速度及振動速度信號，利用INV3060D型采集儀對振動信號進行采集，采集頻率為256 Hz。

2 試驗結(jié)果與分析

2.1 不同車型列車激勵動力響應對比

T0斷面典型測點豎向振動加速度時程曲線見圖4(a)。由圖4(a)可知，列車輪對激勵下，測點振動“輪對效應”明顯，輪對經(jīng)過測點時刻測點加速度出現(xiàn)振動峰值。分別選取振動加速度及位移的峰值最大值進行分析。不同車型行車激勵下下行線底座板內(nèi)側(cè)測點T0-3、S3-3、S2-3、S1-3及B0-3的加速度、位移峰值最大值響應沿軌道縱向分布見圖4(b)和圖4(c)。

圖4 不同車型動力響應沿軌道縱向分布

由圖4(b)和圖4(c)可知，不同車型列車激勵下，過渡區(qū)動力響應也不同，其中CRH380A-001列車引起的豎向振動加速度最大值在所有測試車型中最大，最大豎向加速度值為3.77 m/s2，而DF11引起的振動位移最大值比其他車型更大，最大豎向位移值為0.062 mm。

從縱向分布來看，T0斷面及S1斷面的振動加速度及位移整體上比樁板結(jié)構(gòu)路基斷面S2、S3及橋臺斷面B0要大。Ang等[7]認為在軌道剛度突變區(qū)域，列車行車產(chǎn)生的沖擊荷載會使軌道結(jié)構(gòu)的振動水平增大。由此推斷，列車下行線行車經(jīng)過橋臺-路基連接處的剛度“突變”區(qū)域會產(chǎn)生附加荷載，造成S1斷面的振動水平大于S2及S3。而T0斷面位于隧道口附近，其振動加速度及位移相比其他斷面要大得多，可能原因為列車高速駛?cè)胨淼罆r，受空氣動力影響，造成隧道口振動強度相比其他斷面更大。整體來看，不同車型引起各斷面測點振動加速度的最大值均小于文獻[1]規(guī)定的5.0 m/s2，說明采用深埋式樁板結(jié)構(gòu)路基用于橋隧過渡段時，滿足線路安全服役要求。

2.2 不同車速條件下動力響應對比

測試過程中，CRH380A-001以12種不同速度在上行線行車，上行線底座板內(nèi)側(cè)測點T0-5、S2-5及B0-5豎向加速隨車速的變化情況，見圖5。由圖5可知，隨著車速的不斷增大，測點加速度整體也增大。測點T0-5與S2-5、B0-5與S2-5的加速度差值逐漸增大，呈“V”形分布?？梢姡S著列車車速不斷增大，深埋式樁板結(jié)構(gòu)路基動力響應的變化幅度比橋臺與隧道更小。

不同車速下過渡段豎向動位移變化情況見圖6。由圖6可知，隨著車速的增大，三個測點豎向動位移值在0～0.08 mm范圍內(nèi)波動，與車速沒有明顯相關(guān)關(guān)系，最大值在T0-5測點為0.077 mm。從縱向分布來看，T0斷面測點與B0測點動位移要大于S2斷面測點，與豎向加速度縱向分布規(guī)律較一致，位移值呈“V”形分布，進一步表明行車條件下該深埋式樁板結(jié)構(gòu)路基的動力響應振動水平比橋臺與隧道的更弱。

圖5 不同車速下豎向加速度對比

2.3 功率譜密度平均值評價模型

為了更深層次地揭示過渡段振動試驗數(shù)據(jù)規(guī)律，利用小波分析方法[8]對振動信號進行分解與重構(gòu)，從振動能量角度比較不同測試斷面的振動水平，以此評價過渡段的過渡性能。

以下行線20趟列車行車底座板內(nèi)側(cè)測點的豎向振動加速度信號數(shù)據(jù)為研究對象，采用Matlab軟件對信號進行分頻帶處理，分解為5層10頻段，見表1；然后求出20趟列車行車下各測點不同頻帶振動信號內(nèi)的功率譜密度函數(shù)平均值。下行線測點T0-3、S3-3、S2-3、S1-3及B0-3豎向加速度功率譜密度平均值的沿線路縱向分布，見圖7。

表1 各頻帶頻率范圍

圖7 豎向加速度功率譜密度平均值沿縱向分布

由圖7可知，各測點的振動頻率主要集中在低頻a4、a5頻帶和高頻d4、d5頻帶，其他頻帶功率譜密度平均值很小。隧道測試斷面的豎向加速度功率譜密度平均值最大，遠遠大于橋臺和樁板結(jié)構(gòu)路基測試斷面，樁板結(jié)構(gòu)路基三個測點功率譜密度平均值比較接近，并且與橋臺測點的值相差不大。列車從橋臺駛向隧道時，過渡區(qū)振動響應功率譜密度平均值呈先減小后增大趨勢，并且T0斷面與路基斷面的差值要遠大于B0斷面與路基斷面的差值，表明過渡區(qū)的振動能量沿縱向也呈先減小再增大趨勢，并且橋臺至路基的平順性要優(yōu)于隧道至路基的平順性。

3 數(shù)值模型

3.1 模型建立

本文以CRH380AM車型為例建立數(shù)值模型對該橋隧過渡段的動力特性及過渡性能展開研究，列車軸重15 t，轉(zhuǎn)向架中心距17.5 m，轉(zhuǎn)向架固定軸距2.5 m，中間車廂長24.5 m。采用有限元軟件Abaqus對過渡區(qū)進行精細建模，數(shù)值網(wǎng)格單元總數(shù)352 462個，節(jié)點總數(shù)441 119個，見圖8。模型總長80 m，寬度39 m，高34 m。過渡段路基基床底面下設樁板結(jié)構(gòu)，見圖8(b)，在樁板結(jié)構(gòu)與土層的所有界面均設置面-面接觸。地基土層根據(jù)地層條件分為兩層，上層為黏土層，下層為灰?guī)r層。建立簡化單跨簡支梁模型，由橋臺和橋墩支撐，橋墩以下采用賦予復合參數(shù)的方式建立樁基加固區(qū)。

圖8 數(shù)值模型(單位：m)

軌道模型簡化為鋼軌、軌道板與底座板。采用線性彈簧-阻尼單元連接鋼軌與軌道板來模擬扣件系統(tǒng)。彈簧阻尼單元沿縱向按間距0.65 m(扣件縱向間距)布置，見圖8(c)。為了防止輪對與鋼軌接觸過程的網(wǎng)格侵入，以輪對環(huán)形踏面為主面，鋼軌軌面為從面建立接觸。應用Hertz非線性接觸理論描述輪軌接觸的法向行為，采用“罰”函數(shù)描述接觸作用的切向行為。忽略車體的橫向運動，僅考慮車軌的垂向相互作用[9]，采用賦予線彈性-阻尼屬性的連接單元來模擬列車的二系懸掛系統(tǒng)，車輛參數(shù)見表2。以2節(jié)車廂進行模擬計算，車體設置為剛體，見圖8(a)。

分別約束模型橫向邊界與縱向邊界的法向位移，并將阻尼比設置為1.0[10]以吸收反射動力波。采用摩爾庫倫屈服準則描述地基土層及路基層材料，采用線彈性本構(gòu)模型描述其他結(jié)構(gòu)層或土層，材料參數(shù)見表3。設置最大計算時步為2.5 ms，采用動力隱式積分法進行動力計算。

表2 車輛參數(shù)與扣件參數(shù)

表3 過渡區(qū)各結(jié)構(gòu)層材料屬性

3.2 模型驗證

為了驗證模型的可靠性，將現(xiàn)場各斷面測點監(jiān)測數(shù)據(jù)與數(shù)值結(jié)果作比較。典型斷面底座板內(nèi)側(cè)測點豎向振動加速度和速度的數(shù)值計算結(jié)果與現(xiàn)場實測數(shù)據(jù)的時程曲線對比見圖9。由圖9知，由輪對激勵引起振動峰值的時間點模擬結(jié)果與現(xiàn)場試驗基本對應。整體上，模擬結(jié)果的幅值與分布與現(xiàn)場監(jiān)測數(shù)據(jù)較接近。

底座板典型測點的振動響應模擬結(jié)果與試驗結(jié)果的幅值對比見表4?？紤]到試驗數(shù)據(jù)振動峰值存在離散性(見圖9)，振動加速度與振動速度幅值取鄰近雙轉(zhuǎn)向架輪對(四個輪對)激勵引起的振動峰值的平均值。由表4可知，大部分底座板測點的模擬值與試驗值比較接近，相差基本小于30%。然而仍然有部分測點模擬值與試驗值相差較大，如：T0-3測點的垂向振動加速度模擬值與試驗值相差45.6%，垂向振動速度相差34.5%。其原因可能為該數(shù)值模型無法體現(xiàn)上文所述的位于隧道口的空氣動力作用而導致計算結(jié)果與試驗結(jié)果出現(xiàn)偏差。

圖9 典型測點模擬值與實測值對比

表4 典型測點模擬值與實測值對比

4 數(shù)值模擬結(jié)果分析與討論

4.1 過渡段垂向等效剛度分布

下行線行車過渡區(qū)垂向最大振動加速度模擬值的縱向分布，見圖10。

圖10 列車激勵下過渡段豎向加速度最大值分布

由圖10可知，過渡段路基振動加速度比隧道段及橋梁段要小，在路基和橋臺(隧道)的連接區(qū)域振動加速度幅值突然增大，最大值達到0.31 m/s2，這一現(xiàn)象主要是由于連接區(qū)域的軌下剛度、阻尼突變引起。為了更好的說明過渡區(qū)軌道等效剛度沿線路縱向的變化情況，采用Gallego等[11]提出的計算方法，軌道豎向等效剛度為

(1)

式中：Keq為等效剛度；P為單輪對荷載，本文取75 kN；s為鋼軌豎向振動位移幅值。根據(jù)該方法獲取鋼軌豎向振動位移幅值、軌道等效剛度沿線路的變化曲線，見圖11。

圖11 過渡段豎向等效剛度分布

由圖11可知，橋臺及隧道段剛度比路基段的要大，過渡區(qū)剛度在75.6～94.7 kN/mm之間。陳小平等[12]通過大量測試數(shù)據(jù)認為我國無砟軌道整體剛度為60～85 kN/mm。本文計算得到的過渡段軌道豎向等效剛度與其結(jié)論相符合，但橋臺剛度偏大。蔡成標等[13]結(jié)合遂渝線針對沿線剛度變化條件下的軌道動力響應問題進行了大量的現(xiàn)場試驗與仿真研究，并認為鋼軌撓度變化率(鋼軌動撓度曲線的斜率)控制在0.300 mm/m以內(nèi)時，可以保證過渡段軌道具有良好的動力學性能。由圖11可以計算出過渡區(qū)最大鋼軌撓度變化率約為0.149 mm/m。由此可見，盡管樁板結(jié)構(gòu)路基與橋臺、隧道存在不可避免的剛度差，但樁板結(jié)構(gòu)路基的應用能夠?qū)崿F(xiàn)橋臺-路基-隧道剛度的平順過渡。

4.2 列車行車平順性分析

車輛振動加速度是列車運行舒適度的重要控制指標，TB/T 2360—1993《鐵道機車動力學性能試驗鑒定方法及評定標準》規(guī)定列車行車過程中要達到優(yōu)良等級舒適，其車體最大垂向加速度應滿足：Amax≤2.45 m/s2[14]。由此，以列車垂向振動加速度為指標對過渡段區(qū)域線路的平順性進行分析。

列車速度在300 km/h時車體、轉(zhuǎn)向架及輪對輪軸垂向振動加速度時程曲線及頻譜分布，見圖12。

圖12 列車垂向加速度響應

由圖12可知，輪軸的垂向動加速度明顯比轉(zhuǎn)向架及車體的要大，并且其頻譜分布主要由低頻成分27 Hz及高頻成分128 Hz組成。高頻成分128 Hz主要由等間距扣件彈簧反力作用引起，下面對高頻成分進行驗證?？奂v向間距為L=0.65 m，則激勵周期為

(2)

式中：T為激勵周期；v為輪對移動速度，取值300 km/h，換算后取83.33 m/s；激勵頻率f為

(3)

這與圖12(a)中所得的輪對高頻成分結(jié)果基本一致。轉(zhuǎn)向架及車體頻譜都是由低頻成分組成，這是因為車輛內(nèi)部懸掛系統(tǒng)極大地削弱了輪軸振動向轉(zhuǎn)向架及車體的傳遞，起到了一定的濾波作用。模擬結(jié)果與Ribeiro等[15]測得的輪軸、車體垂向加速度的頻率分布比較接近。與其不同的是，本文計算模型中不存在鋼軌接縫、道岔等影響軌道平順性因素，所以輪軸頻率分布中沒有大于150 Hz的高幅值頻率成分。

由圖12可知，在橋臺與路基、橋臺與隧道段連接位置的輪軸垂向加速度值略大于在路基段的值，最大振幅為11.77 m/s2，轉(zhuǎn)向架垂向振動加速度在橋臺與路基連接位置的振幅達到1.05 m/s2，車體更小只有0.74 m/s2，小于2.45 m/s2[14]，說明列車在該過渡區(qū)行車時舒適度已達優(yōu)良等級，進一步表明該過渡區(qū)線路具有良好的平順性。

4.3 樁板結(jié)構(gòu)動力特性

為反映變樁長設計對軌道剛度的影響，樁板結(jié)構(gòu)不同樁長樁頂?shù)呢Q向振動位移時呈曲線，見圖13。由圖13可知，相鄰兩轉(zhuǎn)向架引起的振動位移明顯大于單轉(zhuǎn)向架經(jīng)過的振動位移，最大樁頂位移出現(xiàn)在樁長10 m的樁頂，為0.021 mm，并且樁板結(jié)構(gòu)中長度越長的樁，其樁頂動位移越小。

圖13 不同樁長樁頂動位移

樁板結(jié)構(gòu)不同長度樁頂?shù)呢Q向應力分布見圖14。由圖14可知，靠近橋臺及隧道的樁頂應力小于中間樁的樁頂應力。對有砟軌道而言，一般認為列車單輪荷載由5～7根軌枕承擔，其縱向影響范圍約為4.0 m，對于無砟軌道而言，列車單輪荷載的縱向影響范圍比有砟軌道更大。而該工程采用無砟軌道，且樁板結(jié)構(gòu)兩端的樁體離橋臺和隧道的縱向距離僅為1.0 m，當列車輪對經(jīng)過兩端樁頂上方時，其動力荷載很大一部分由剛度更大的橋臺或隧道承擔，導致樁板結(jié)構(gòu)端部的樁體承擔荷載顯著減少，樁頂應力顯著降低。更重要的是，除靠近橋臺的樁外，其他樁的樁頂動應力隨離橋臺距離的增大(樁長減小)而減小，表明過渡段樁板結(jié)構(gòu)的剛度逐漸變化，驗證了樁板結(jié)構(gòu)采用變樁長設計的合理性。

圖14 不同樁長樁頂動應力

5 結(jié)論

(1)6種測試車型引起該深埋式樁板結(jié)構(gòu)路基過渡區(qū)測點的最大振動加速度值為3.77 m/s2，小于規(guī)范限值5.0 m/s2；過渡區(qū)測點振動加速度最大值隨車速的增大而增大，振動位移最大值與車速沒有明顯相關(guān)性；深埋式樁板結(jié)構(gòu)路基過渡段的動力響應比隧道與橋臺的更弱。

(2)列車從橋臺駛向隧道時，隧道和橋臺的功率譜密度平均值要大于樁板結(jié)構(gòu)路基，振動能量沿縱向呈先減小后增大趨勢。

(3)樁板結(jié)構(gòu)路基垂向等效剛度比橋臺與隧道段要小，最大剛度差為19.1 kN/mm，最大鋼軌撓度變化率約為0.149 mm/m，小于控制值0.300 mm/m，可以保證軌道在過渡區(qū)具有良好的動力學性能；列車以300 km/h速度運行時，車體垂向振動加速度最大幅值為0.74 m/s2，小于規(guī)范規(guī)定的優(yōu)良等級舒適度車體加速度限值2.45 m/s2?？梢?，深埋式樁板結(jié)構(gòu)路基用作該橋隧過渡段時可以保證線路良好的平順性。

(4)樁板結(jié)構(gòu)中長度越長的樁，其樁頂動位移越小，采用變樁長設計有利于樁板結(jié)構(gòu)路基剛度的平順過渡。