基于行車安全性的高鐵橋梁橫橋向減隔震體系研究

李雪紅，程夢夢，孫 磊，徐秀麗，李枝軍，張建東

(南京工業(yè)大學(xué) 土木工程學(xué)院，南京 211816)

近年來，我國高速鐵路迅速發(fā)展，目前最高設(shè)計時速可達(dá)350 km/h，京滬高速鐵路客運專線每隔3 min就可以開出一趟列車，而我國是一個多地震的國家，有50%的土地面積位于7度以上的抗震設(shè)防區(qū)，因此，地震發(fā)生時列車恰巧在橋上的幾率大為增加，對高速運行的列車的安全性將造成巨大威脅。從上世紀(jì)90年代開始，基于性能的抗震設(shè)計就成為學(xué)者研究的一個重要方向[1]，目前，關(guān)于高鐵橋梁抗震設(shè)計也有學(xué)者提出了基于性能的設(shè)計方法[2]，但是只關(guān)注了高速鐵路橋梁結(jié)構(gòu)本身的安全，而沒有考慮列車運行的安全性。1995年1月神戶地震時，列車因軌道振動直接脫軌[3]；2004年日本新潟大地震，新干線高速列車在運行中發(fā)生脫軌事故[4]。高速行駛的列車一旦發(fā)生脫軌或傾覆，將產(chǎn)生非常慘重的后果和非常不利的社會影響。因此，考慮地震發(fā)生時行駛在橋梁上的高速列車的安全性需求，將其融入到橋梁抗震性能目標(biāo)之中具有非常重要的理論意義和實用價值。

目前，國內(nèi)外對減隔震技術(shù)的研究有很多，茅建校等[5]針對傳統(tǒng)橋梁減隔震支座性能單一無法滿足正常使用荷載及地震極端荷載等不同工況的現(xiàn)狀，設(shè)計了一種新型多功能滑移-減隔震支座。余小華等[6]對新型抗震支座-速度鎖定器的有限元模擬方法進(jìn)行了探討。Xiong等[7]研發(fā)了具有完全自復(fù)位能力、可規(guī)避近場地震共振風(fēng)險、初始剛度大等優(yōu)勢的新型圓錐面摩擦擺支座。李正英等[8]對比了三種不同減震裝置對曲線梁橋減震效果，發(fā)現(xiàn)單一的減震措施難以完全滿足曲線梁橋減震控制要求，混合減震措施可以彌補(bǔ)單一減震措施的不足。但目前的減隔震技術(shù)大多針對縱橋向地震響應(yīng)，將其用于橫橋向可以減小橋梁的地震響應(yīng)，但能否滿足列車的行車安全性尚需進(jìn)一步研究，對列車運行安全影響最大的是橫橋向地震響應(yīng)[9]，部分學(xué)者考慮到了該因素，對橋墩橫向位移進(jìn)行了鎖定[10]，控制其移位，但這種處理會增大橋墩的地震響應(yīng)。對于行車安全性問題，國內(nèi)學(xué)者也有相關(guān)研究，張楠等[11]研究了地震對多跨簡支梁橋上列車運行安全的影響，劉智[12]對高鐵車橋耦合體系地震響應(yīng)進(jìn)行了分析，并對安全性作了評價。

本文針對目前最常用的32 m跨徑高鐵簡支梁橋，同時考慮對行車安全不利的路橋過渡段和墩高改變處，對高鐵橋梁在地震作用下的行車安全性能進(jìn)行評價。分析常規(guī)減隔震方案對保證列車行車安全性的可行性，研究可以滿足地震作用時列車行車安全性的合理減隔震體系。

1 有限元模型的建立

1.1 工程概況

在高鐵橋梁中路橋過渡段和墩高改變處對行車安全影響比較大，同時考慮高鐵橋梁中出現(xiàn)最多的等墩高情況，計算模型選取15跨單跨跨徑為32.7 m的高鐵簡支梁橋為研究對象，伸縮縫寬度為0.1 m，橋梁總長為523.2 m。如圖1所示，橋墩左右靠近橋臺位置的墩高依次為5 m、10 m、15 m，等墩高處墩高為20 m，伸縮縫0號和15號處為路橋過渡段，伸縮縫1-4號和11-14號為墩高改變處，伸縮縫5-10號為等墩高處，橋墩墩底固結(jié)，不考慮樁土作用，采用盆式橡膠支座。

圖1 全橋模型示意圖

1.2 有限元模型

本文采用SAP2000有限元程序建立高速鐵路簡支梁橋的動力計算模型，模型主梁采用殼單元、軌道采用梁單元、扣件選擇WJ-7B型，采用連接單元，扣件按照工程實際設(shè)置，扣件選擇理想的彈塑性力學(xué)模型模擬，采用multilinear模擬，按每0.625 m間隔設(shè)置扣件，梁縫處扣件間距0.6 m，扣件計算參數(shù)如下：垂向：剛度為52.5 MN/m，阻尼為75 kN·s/m，橫向：剛度為45 MN/m，阻尼為60 kN·s/m。盆式橡膠支座采用linear連接單元模擬，豎向剛度取無限大，在建模時取1×1012N/m；活動方向設(shè)一個很小的剛度，在建模時取1 N/m；固定方向的剛度取無限大，在建模時取1×1012N/m。橋墩選擇梁單元，將路基視為剛體[13]。由于梁軌相互作用引起路堤上鋼軌變形范圍較大，因此在實際分析中，本模型以橋臺外100 m處為鋼軌鎖定點，有限元模型如圖2所示。地震動輸入按照《鐵路工程抗震設(shè)計規(guī)范(GB50111—2006)[14]中的相關(guān)規(guī)定，地震動輸入采用橫向+豎向的地震動激勵，其中豎向地震動取水平地震基本加速度值的65%。采用非線性時程分析法，用三條人工地震波，人工地震波采用SIMQKE程序進(jìn)行擬合，采用Ⅱ類場地、地震分組為第一組、設(shè)計加速度0.3 g的加速度反應(yīng)譜擬合而成。

圖2 有限元模型

2 高鐵橋梁行車安全性評價

2.1 行車安全性評價指標(biāo)

影響列車行車安全性的主要指標(biāo)為軌道變形，包括軌道的的橫向錯位和折轉(zhuǎn)角。目前，只有《城市軌道交通結(jié)構(gòu)抗震設(shè)計規(guī)范》(GB50909—2014)[15]中對地震作用時的軌道變形限值進(jìn)行了規(guī)定，表1列出了行車安全性指標(biāo)界限值。

表1 行車安全驗算指標(biāo)界限值

此外，軌道的橫向加速度亦會對列車的行車安全性產(chǎn)生較大影響。各國鐵路的標(biāo)準(zhǔn)對軌道橫向加速度限值不盡相同，但大多限定在100～120 gal，我國參考國外標(biāo)準(zhǔn)和京滬高速鐵路前期研究的成果，將軌道的橫向加速度限值初步定為120 gal(1.2 m/s2)[16]。

2.2 軌道變形分析

分別選取軌道最大水平向地震響應(yīng)，分析軌道的錯位和折轉(zhuǎn)角，如圖3～圖4所示。

圖3 軌道橫向錯動位移

當(dāng)列車時速為350 km/h時，軌道的錯位限值為8.482 mm，軌道水平折轉(zhuǎn)角限值為2.52‰。由圖3和圖4的計算結(jié)果，可以看出：

圖4 軌道水平折轉(zhuǎn)角

(1)在路橋過渡段0號和15號伸縮縫處軌道錯位大幅超過限值，在變墩高處3、4和12、13號伸縮縫處軌道錯位超過限值，在等墩高處軌道錯位相對較小，沒有超過安全限值。

(2)軌道水平折角隨著墩高的增加而變大，在墩高15～20 m范圍內(nèi)軌道水平折角大于限值，在路橋過渡段和橋墩較矮處水平折角未超過限值。

由上述分析可知，當(dāng)采用盆式橡膠支座時，高鐵橋梁的軌道變形不滿足列車行車安全性的要求。

2.3 軌道橫向加速度分析

分別選取每一跨軌道最大橫向加速度響應(yīng)，如圖5所示。

圖5 軌道橫向加速度

從圖5可以看出：采用盆式支座的高鐵橋梁軌道橫向加速度在3.5～5 m/s2之間，遠(yuǎn)遠(yuǎn)大于軌道橫向加速度限值1.2 m/s2。

3 常規(guī)減隔震高鐵橋梁行車安全性分析

目前應(yīng)用最多的為鉛芯橡膠支座和摩擦擺支座，支座參數(shù)通過查閱相關(guān)文獻(xiàn)和規(guī)范確定，鉛芯橡膠支座采用4根鉛芯圓形支座，直徑為820 mm，高度為183 cm，橡膠剪切模量為1.2 MPa，在SAP2000中鉛芯橡膠支座采用Rubber Isolator連接單元模擬，屈服力為241 kN，屈服前剛度為29 800 kN/m，屈服后剛度為4 600 kN/m，水平等效剛度為6 000 kN/m；摩擦擺支座采用豎向承載力為5 000 kN，球面曲率半徑為1.5 m，摩擦因數(shù)為0.03的支座，采用Friction Isolator連接單元模擬，屈服前剛度為63 300 kN/m，屈服后剛度為3 330 kN/m，水平等效剛度為5 200 kN/m。

3.1 軌道變形分析

分別選取軌道最大水平向地震響應(yīng)，分析軌道的錯位和折轉(zhuǎn)角。圖6和圖7為各墩柱處軌道橫向錯位和軌道折轉(zhuǎn)角。為了便于對比分析，盆式支座方案亦繪于圖中。

圖6 軌道橫向錯動位移

圖7 軌道水平折轉(zhuǎn)角

由圖6和圖7可以看出：

(1)采用減隔震支座后，相比于盆式支座，軌道橫向錯位大幅減小，但1號和15號伸縮縫處的錯位值仍超過了安全限值。

(2)采用摩擦擺支座的軌道折角全部滿足安全限值，采用鉛芯橡膠支座的軌道折角在1號和15號伸縮縫處不滿足要求，其它伸縮縫處都滿足安全限值。

由上述分析可知采用鉛芯橡膠支座或摩擦擺支座之后，部分區(qū)域的軌道變形依然無法滿足行車安全性的要求。

3.2 軌道橫向加速度限值分析

分別選取每一跨軌道最大橫向加速度響應(yīng)，如圖8所示。

從圖8可以看出：當(dāng)采用減隔震支座后軌道橫向加速度大幅減小，但采用鉛芯橡膠支座的高鐵橋梁在第1跨和第15跨軌道橫向加速度依然超過了安全限值，不滿足行車安全性的要求。

圖8 軌道橫向加速度

4 抗沖擊多向耗能阻尼器研發(fā)及其力學(xué)性能

4.1 抗沖擊多向耗能阻尼器構(gòu)造及工作原理

針對前述常規(guī)的減隔震措施無法完全滿足高鐵橋梁行車安全性的問題，兼顧同時考慮不同方向地震作用時對橋梁結(jié)構(gòu)地震響應(yīng)的降低作用。研發(fā)了抗沖擊多向耗能阻尼器?？箾_擊多向耗能阻尼器的基本組成包括連接下部結(jié)構(gòu)的底板、可動阻抗板、固定阻抗板以及連接上部結(jié)構(gòu)的頂板等，內(nèi)部填充黏滯阻尼材料，如圖9所示，其構(gòu)造設(shè)計的關(guān)鍵技術(shù)在于各阻抗板之間保持剪切間隙一致，并通過疊層累加的方式形成多層結(jié)構(gòu)，充分利用有效的構(gòu)造空間，可有效減小阻尼器的體積。

(a)總裝圖

圖10 阻尼器工作原理示意圖

地震作用下，橋梁上、下部結(jié)構(gòu)之間產(chǎn)生相對位移，連接主梁的頂板帶動可動阻抗板在鋼箱內(nèi)往復(fù)運動，與連接在底板上的固定阻抗板之間產(chǎn)生相對位移，使得鋼箱內(nèi)的黏滯材料發(fā)生剪切變形從而產(chǎn)生阻尼力，耗散地震輸入結(jié)構(gòu)的能量，達(dá)到減震耗能的目的。該阻尼器可以在任意平行于剪切面的方向上運動，一個裝置可兼顧作為多向減震裝置，克服了現(xiàn)有黏滯阻尼器只能在單一方向發(fā)揮減震耗能作用的局限性。

4.2 抗沖擊多向耗能阻尼器力學(xué)性能

4.2.1 耗能性能

為了驗證阻尼器的耗能性能，分別進(jìn)行了不同位移幅值、不同加載頻率的低周反復(fù)試驗[17]，試驗如圖11所示。圖中矩形框內(nèi)為抗沖擊多向耗能阻尼器實體圖。其滯回曲線如圖12和圖13所示。

圖11 試驗加載

圖12 不同位移幅值時的滯回曲線(頻率：0.025 Hz)

圖13 不同頻率時的滯回曲線(位移幅值：12.5 mm)

從圖12和圖13中可以看出，在同一加載頻率的條件下，隨著位移幅值的增加，阻尼器滯回曲線包絡(luò)面積越來越大，耗能能力不斷增強(qiáng)。在同一位移幅值的條件下，隨著加載頻率的增加，耗能能力不斷增強(qiáng)。總的來說，在不同工況下，該阻尼器的滯回曲線均非常飽滿，具有較強(qiáng)的耗能能力。

4.2.2 抗沖擊性能

通過落錘沖擊試驗，研究該阻尼器的抗沖擊性能[18]。分別進(jìn)行了落錘高度為10 cm、15 cm、20 cm、25 cm、30 cm的沖擊試驗。落錘沖擊試驗?zāi)Ｐ图霸囼灛F(xiàn)場如圖14所示。其中圖15繪出了不同落錘高度時阻尼力和速度的關(guān)系曲線；圖16給出了不同落錘高度時位移和時間的關(guān)系曲線。

(a)試驗?zāi)Ｐ?/p>

圖15 阻尼力-速度曲線

圖16 位移-時間關(guān)系曲線

由圖15可看出，在不同落錘高度時，阻尼力-速度曲線均較為平穩(wěn)，阻尼力變化受落錘高度的影響較小，說明所研發(fā)裝置的性能受沖擊作用影響小，抗沖擊性能較好。

由圖16可看出，在沖擊瞬間，頂板的位移量很小，最大位移約1.8 mm，說明在較大沖擊力作用下，阻尼器的位移量非常小，具有較好的穩(wěn)定性，可提供較大的剛度，具備良好的抗沖擊性能。該特性可使橋梁結(jié)構(gòu)在大震作用下支座剪斷瞬間結(jié)構(gòu)體系轉(zhuǎn)換時保證結(jié)構(gòu)整體剛度不發(fā)生突變，以滿足結(jié)構(gòu)體系轉(zhuǎn)換的穩(wěn)定性。

4.2.3 力學(xué)模型的建立

目前，各國學(xué)者比較一致的觀點是，黏滯阻尼器的阻尼力與阻尼系數(shù)C和阻尼器運動速度的α次方成正比，即F=CVα，其中阻尼系數(shù)C與液體的黏度、阻尼器基本結(jié)構(gòu)有關(guān)。根據(jù)阻尼器的低周反復(fù)試驗結(jié)果，可采用Maxwell模型來表達(dá)其力學(xué)行為。為了較準(zhǔn)確地描述該阻尼器的耗能能力和抗沖擊性能，考慮黏滯阻尼器的材料性能、剪切面積、相對速度、剪切間隙等因素的影響，建立該阻尼器的力學(xué)模型如式(1)所示。其中v/d<10時，采用低周反復(fù)試驗的試驗數(shù)據(jù)進(jìn)行參數(shù)擬合；v/d≥10時，采用沖擊試驗的試驗數(shù)據(jù)進(jìn)行擬合。

(1)

式中:μt為t℃下黏滯液的動力黏度(kN·s/m2)，取μ25=0.78；Ae為剪切面積(m2)；v為相對速度(m/s)；d為剪切間隙(m)；a和b為系數(shù)，根據(jù)低周反復(fù)試驗結(jié)果擬合而成，如表2所示。

表2 a、b取值

三種情況下，參數(shù)擬合得到的計算值與試驗值的對比如圖17所示，可以看出，計算結(jié)果與試驗值吻合較好。試驗得到的點在計算值曲線周圍分布均勻，并與計算值趨勢走向一致，無較大偏差。

(a)v/d<1

5 高鐵橋梁橫向組合減震體系

將抗沖擊多向耗能阻尼器與盆式支座相結(jié)合，建立高鐵橋梁橫向組合減震體系，如圖18所示。豎向力由支座承擔(dān)，阻尼器不承擔(dān)豎向力。E1地震下剪力由支座承擔(dān)；E2地震作用下，盆式支座剪斷失效，支座剪斷瞬間產(chǎn)生的水平向沖擊力由阻尼器承擔(dān)，并且在支座失效瞬間阻尼器可提供大剛度，保證結(jié)構(gòu)體系轉(zhuǎn)換的穩(wěn)定性，使轉(zhuǎn)換瞬間不會產(chǎn)生大的軌道變形；之后阻尼器發(fā)揮耗能作用，降低橋梁結(jié)構(gòu)的地震響應(yīng)。

圖18 組合減震體系布置示意圖

為了驗證抗沖擊多向耗能阻尼器在支座剪斷瞬間體系轉(zhuǎn)換過程的穩(wěn)定性，采用ABAQUS軟件進(jìn)行模擬，盆式支座采用Cartesian連接單元模擬，剪力鍵采用力失效準(zhǔn)則，當(dāng)橫向水平承載力達(dá)到豎向承載力的20%時，即1 000 kN時，剪力鍵失效。抗沖擊型阻尼器采用Axial連接單元模擬，分別讀取第一跨墩梁相對速度和相對位移，分析結(jié)果如圖19～20所示。圖19和圖20分別繪出了支座剪斷瞬間的墩梁相對速度時程曲線和墩梁相對位移時程曲線，為了方便對比，也同時繪出了無阻尼器和常規(guī)黏滯阻尼器的時程曲線。

從圖19和圖20可以看出，在支座剪斷瞬間主梁橫向速度和位移產(chǎn)生突變，采用組合減震體系后主梁橫向速度和位移突變可以得到有效控制，能減緩盆式支座剪斷瞬間對行車安全產(chǎn)生的不利影響。

圖19 墩梁相對速度時程曲線

圖20 墩梁相對位移時程曲線

5.1 軌道變形分析

分別選取軌道最大水平向地震響應(yīng)，分析軌道的錯位和折轉(zhuǎn)角。圖21和圖22給出了為各墩柱處的軌道錯位和折轉(zhuǎn)角。

圖21 軌道橫向錯動位移

圖22 軌道水平折轉(zhuǎn)角

從圖21和22可以看出高鐵橋梁采用組合減震體系后，軌道橫向錯動位移和軌道水平折轉(zhuǎn)角均小于安全限值，滿足行車安全性的要求。

5.2 軌道橫向加速度限值分析

分別選取每一跨軌道最大橫向加速度響應(yīng)，如圖23所示。

從圖23可以看出采用減隔震體系之后，軌道橫向加速度也在安全限值以內(nèi)，滿足行車安全性的要求。

圖23 軌道橫向加速度

6 結(jié) 論

(1)采用普通盆式支座的高鐵橋梁，在地震作用下，路橋過渡段和墩高改變處的軌道錯位，以及墩高較高范圍內(nèi)的軌道水平折角大于行車安全的允許限值，軌道橫向加速度亦超過允許限值1.2 m/s2，不滿足高鐵列車行車安全性的要求。

(2)采取鉛芯橡膠支座或摩擦擺支座等減隔震措施后，橋梁的地震響應(yīng)有所降低，但路橋過渡段軌道的橫向錯動位移依然不滿足行車安全性的要求，橫向加速度也已超過或接近允許的限值。

(3)針對地震作用下高速運行的列車的行車安全性需求，同時兼顧不同方向地震作用下降低橋梁結(jié)構(gòu)地震響應(yīng)的功能需求，研發(fā)了抗沖擊多向耗能阻尼器，并通過試驗驗證其具有較強(qiáng)的耗能能力及抗沖擊性能，在支座剪斷瞬間，可抵抗傳遞而來的較大的沖擊力，并且可提供較大的剛度，保證此瞬間軌道不會出現(xiàn)較大變形，保證行車的安全性。

(4)將盆式支座與抗沖擊多向耗能阻尼器相結(jié)合，提出高鐵橋梁橫向組合減隔震體系，可有效保證地震發(fā)生時高速運行的列車的行車安全性。