大跨高鐵梁拱組合橋軌底標高精調影響因素分析

徐漢斌， 李 杰*， 高清炎， 賀 崢

(1.鄭州大學土木工程學院，河南 鄭州 450001；2.中鐵十八局集團有限公司，天津 300222)

由于高速列車對運行的平穩性和舒適性要求高，因此高鐵線路對線形精度要求嚴苛，且為了保證結構沉降穩定之后線形能夠精準預測，橋梁工程成為高速鐵路主要工程載體。為了滿足高速鐵路運行需求，一般采取跨度較小橋梁，但是由于特殊地貌、地形需要，修建大跨度橋梁不可避免，而大跨度梁拱組合體系橋在高鐵橋梁選型中具有一定優勢。大跨度高鐵橋梁的成橋線形影響因素多而復雜，軌底標高控制為施工中主要難點。目前國內外學者主要開展了橋梁結構變形研究[1-6]，如吊桿張拉和混凝土收縮徐變對結構線形影響，對于高鐵橋梁軌底標高精調相關研究較少，還需進一步加強。因此，研究后期施工因素對軌底高程及軌底標高精調影響，并將實測值與理論值進行對比分析以便指導線形精調施工十分有必要。

1 工程概況

某高速鐵路跨越南水北調干渠特大橋，該橋采用(74+160+74)m預應力連續梁拱組合結構形式，橋跨結構為剛性梁—柔性拱。主梁采用單箱雙室變截面預應力混凝土連續箱梁，上部鋼管混凝土拱肋由預制鋼構件拼裝成拱后泵送混凝土，采用“先梁后拱”施工順序。拱軸線采用二次拋物線形式，拱軸線方程為y=-1/200x2+0.8x。其中計算矢高f=32 m，計算跨徑L=160 m，矢跨比為1/5；橫橋向設置兩道拱肋，拱肋中心距為11.8 m。施工矢高f=32.12 m，拱肋實際施工均采用施工拱軸線制作和拼裝。

2 建立有限元模型

采用有限元軟件Midas/Civil建立該橋桿系模型，其中橋墩、主梁及拱肋采用梁單元進行模擬，拱腳采用實體單元進行模擬，吊桿采用只受拉桁架單元進行模擬。邊界的模擬主要包括橋墩永久支座和0#段臨時固結。按照設計圖紙，每個主墩上各有3個球形鋼支座，在對支座進行模擬時，在支座位置處建立上下2個節點，其中上節點與主梁剛接，下節點與主墩剛接，上下節點采用一般支承中的彈性支承進行連接，彈性連接的剛度大小由支座剛度確定。0#段臨時固結采用6根鋼管混凝土樁，在建立模型時，臨時固結按照設計圖紙建立鋼管混凝土樁模型，節點與主梁采用剛性連接。全橋有限元模型共計1 733個節點和1 638個單元。

3 軌底標高精調影響因素分析

由于高速鐵路運行速度較高，成橋線形會直接影響軌面標高以及行車舒適和安全性[7]。不同吊桿張拉方案、存梁時間長短、二期鋪裝等因素均會對成橋線形產生一定影響，不同因素對其影響也不同。本文假定結構線形變化與軌底標高直接相關。

3.1 吊桿張拉方案影響

為分析吊桿分次張拉對全橋橋面位移影響，建立兩個理想狀態下的模型進行對比，且張拉前存梁時間設置為3個月，兩種張拉方案如下。

方案一：15組吊桿同時張拉，且初張拉每根吊桿張拉力為50 kN(約20%)，二期鋪裝完成后，進行索力調整，一次張拉直接調整至設計張拉力大小，稱為一次張拉一次調整。

方案二：15組吊桿同時張拉，且初張拉每根吊桿張拉力為50 kN(約20%)，二期鋪裝完成后，進行索力調整，依次同時張拉至40%、60%、80%、100%(期間不考慮張拉力的損失，張拉力大小采用理論計算值)，稱為一次張拉分次調整。

3.1.1 梁面位移分析

僅考慮張拉吊桿引起的主梁豎向變形時，方案一和方案二主梁合計豎向位移大小如圖1所示。

圖1 不同張拉方案對梁面豎向位移的影響

由圖1可知，對于方案一，邊跨累計位移向下，最大位移處位于邊跨跨中，最大位移為-0.83 mm；中跨累計位移向上，最大位移處靠近跨中，最大位移為1.62 mm。對于方案二，邊跨累計位移向上，最大位移處位于邊跨跨中，最大位移為11.31 mm；中跨累計位移向下，最大位移處位于中跨跨中，最大位移為-57.03 mm。由圖1也可以得出，采用一次張拉一次調整方案時，梁面位移變化較小，采用一次張拉分次調整時梁面位移變化較大。

3.1.2 成橋線形分析

依據成橋分析，吊桿張拉前邊跨梁面高程高于設計標高，最大高程高于設計高程20.08 mm；中跨梁面高程低于設計高程，最低高程低于設計高程47.82 mm。吊桿初張拉后，邊跨梁面高程高于設計標高，最大高程高于設計高程17.43 mm；中跨梁面高程低于設計高程，最低高程低于設計高程33.59 mm。

當剩余吊桿力一次張拉調整，吊桿張拉完成后邊跨梁面高程高于設計標高，最大高程高于設計高程11.51 mm；中跨梁面高程低于設計高程，最低高程低于設計高程63.43 mm。當剩余吊桿力多次張拉調整，吊桿張拉完成后邊跨梁面高程高于設計標高，最大高程高于設計高程22.71 mm；中跨梁面高程低于設計高程，最低高程低于設計高程121.73 mm。吊桿張拉完成后，兩種張拉方案成橋線形如圖2所示。

圖2 不同張拉方案對成橋線形的影響

由圖2可知，兩種不同張拉方案對主橋線形影響不同，且差別較大。采用方案二吊桿拉力損失較大，線形與設計線形相差較大；采用方案一吊桿張拉力損失較小，且成橋線形更接近設計線形，也更利于后期鋪軌。因此，在實際施工中應優化吊桿力張拉工藝，盡可能減少張拉次數。

3.2 存梁時間對軌底線形影響

存梁時間實質是收縮徐變發生過程[8]。假設成橋1 000 d時主梁收縮徐變全部完成，某一齡期主梁關鍵截面梁頂面由收縮徐變引起的豎向總變形可以分為兩部分：當前存梁狀態下由于收縮徐變引起主梁豎向變形；當前存梁階段已經發生的豎向變形量與成橋1 000 d豎向變形量差值，即豎向剩余變形量。

該橋設計要求成橋后存梁半年左右，然后進行軌道板等二期恒載施工；但由于工期原因，軌道板需要提前施工，這可能影響橋面最終線形進而影響鋪軌。以下考慮不同存梁時間，探討其對成橋線形的影響。

3.2.1 梁面位移分析

由于混凝土收縮徐變作用，梁面會產生豎向位移，且存梁時間不同梁面位移也不同[9]。吊桿初張拉及全橋剩余鋼束張拉完成后，開始進行存梁，考慮存梁時間最大為1 a。當僅考慮收縮徐變效應對梁面位移影響時，根據計算模型可知，不同存梁時間關鍵截面位移變化情況見表1(“+”值表示向上位移，“-”值表示向下位移，下同)。

表1不同存梁時間關鍵截面梁頂面豎向位移mm

存梁時間/月邊跨跨中中跨1/4截面中跨1/2截面中跨3/4截面邊跨跨中10.01-0.110.80-0.110.0120.06-0.261.41-0.260.0630.14-0.421.95-0.420.1440.21-0.582.43-0.580.2150.29-0.752.88-0.750.2960.37-0.913.29-0.910.3770.52-1.234.04-1.230.5280.67-1.554.71-1.550.67120.82-1.845.33-1.840.82

由表1可知，由于中跨跨徑遠大于邊跨跨徑，故存梁時間對邊跨豎向位移影響較小，對中跨豎向位移影響較大。當存梁時間為6個月時，邊跨跨中豎向向上位移為0.37 mm，中跨1/4截面豎向向下位移為0.91 mm，中跨跨中豎向向上位移為3.29 mm；其余截面豎向位移關于跨中位置對稱。根據計算可知，以中跨1/2截面為例，存梁第2個月主梁豎向位移相對變化量為(1.41 mm-0.80 mm)/1.41 mm=0.43，同理可得其他存梁時間下主梁關鍵截面梁頂面豎向位移相對變形量，不同存梁時間下主梁關鍵截面梁頂面豎向位移相對變形量見圖3。

圖3 主梁關鍵截面梁頂面豎向位移相對變化量

由圖3可知，當存梁時間為6個月時，由收縮徐變引起主梁豎向位移相對變化量逐漸穩定且各截面相對變形量均小于22%，這與設計要求存梁時間一致，因此存梁時間為6個月的方案相對合理。但由于工期要求，實際施工中存梁時間縮短為2.5個月，由圖3可知，相對于設計要求，存梁縮短為2.5個月時各截面相對變形量較大，均大于31%，此時收縮徐變對梁面位移影響較大。

3.2.2 梁面剩余變形分析

吊桿調索和二期鋪裝結束后，假定混凝土1 000 d完成收縮徐變。根據計算模型，當僅考慮收縮徐變效應時，關鍵截面梁頂面豎向剩余變形見表2。

表2不同存梁時間關鍵截面梁頂面豎向剩余變形mm

存梁時間/月邊跨跨中中跨1/4截面中跨1/2截面中跨3/4截面邊跨跨中14.73-4.047.09-4.044.7324.68-3.896.48-3.894.6834.60-3.735.94-3.734.6044.53-3.575.45-3.574.5354.45-3.405.01-3.404.4564.37-3.244.60-3.244.3784.22-2.923.85-2.924.22104.07-2.613.18-2.614.07123.92-2.312.56-2.313.92

根據計算模型可知，以存梁6個月時中跨1/2截面剩余變形為基準，其存梁時間為1個月時主梁豎向剩余相對變形量為7.09 mm/4.60 mm=1.54，同理可得，當僅考慮收縮徐變效應時，關鍵截面梁頂面豎向相對剩余變形量見圖4。

圖4 主梁關鍵截面梁頂面豎向剩余相對變形量

由圖4可知，僅考慮收縮徐變時，存梁時間對邊跨剩余變形影響小，對中跨剩余變形影響大。存梁時間1個月時，邊跨跨中剩余變形是存梁時間6個月時剩余變形的108.7%，中跨跨中剩余變形是存梁時間6個月剩余變形的154.0%；存梁時間3個月時，邊跨跨中剩余變形是存梁時間6個月時剩余變形的105.3%，中跨跨中剩余變形是存梁時間6個月剩余變形的129.1%。存梁2.5個月時，除中跨1/2截面豎向剩余相對變形量較大，為135.0%，其余截面豎向剩余變形較小，均小于120.0%。綜上所述，當存梁時間為6個月時，各截面位移相對變形量和剩余相對變形量均較小。相對變形量越小，后續軌底線形精調就越方便且越精準，存梁時間為6個月的方案相對合理。

3.3 二期恒載對軌底標高影響

施工過程中，二期恒載會使梁面產生豎向位移，由于高速鐵路橋對軌面標高要求高，且一般要求在施工中不宜對軌道扣件、彈簧、墊板等進行調整(留作后期運營)，施工中調整二期鋪裝(主要是軌道板)可改善線形以滿足后期鋪軌。因此，根據現場實際高程，在允許范圍內調整二期鋪裝，使成橋時軌面高程與設計高程更為吻合。

3.3.1 二期恒載的確定

橋面二期恒載重量包括鋼軌、扣件、軌道板、混凝土基座等線路設備重，以及防水層、人行道欄桿、防護墻、防拋網、電纜槽蓋板及豎墻等附屬設施重量。本梁為直線無聲屏障，設計給出的二期恒載集度為145 kN/m，通過調整軌道板厚度改變二期恒載分析其對梁面變形影響。不同模型二期恒載集度及軌道板厚度如表3所示，其中模型四為設計值。為了簡化問題，假設二期恒載引起軌道板厚度變化沿橋縱向相同。

表3 不同模型軌道板厚度及二期恒載

3.3.2 軌底標高分析

根據數值分析，不同軌道板澆筑厚度下，主梁關鍵截面梁頂面豎向變形見表4。

表4 二期恒載作用下主梁關鍵截面梁頂面軌面豎向變形mm

以軌道板厚度為500 mm對應的軌底標高為基準，即假設500 mm對應的軌底高程為0，那么以模型一為例，由于軌道板厚度不同引起相對向上變形量為25.28 mm -22.2 mm =3.08 mm，但軌道板厚度薄了60 mm，故軌底標高實際下降了56.92 mm。同理可得其余模型實際軌底標高變化量，不同軌道板厚度實際軌底標高變化見圖5(以中跨1/2截面為例)。

圖5 不同軌道板厚度對應中跨1/2截面實際軌底標高變化

由圖5可知，軌道板澆筑厚度與軌底標高基本呈線性變化。當軌道板鋪設厚度為440 mm時，中跨1/2截面對應軌底標高為-56.92 mm；當軌道板鋪設厚度為480 mm時，中跨1/2截面對應軌底標高為-18.97 mm；其余截面對應軌底標高關于中跨跨中截面對稱。可以看出，通過合理范圍內調整軌道板厚度可以精調軌底標高。

4 現階段軌底線形精調建議

現場實際施工過程中，主梁合龍完成后存梁2個月，隨后進行拱肋拼接與吊裝；待拱肋吊裝完成后，在45 d內進行鋼管拱混凝土灌注；之后2個月進行吊桿安裝以及初張拉；2.5個月后，進行橋面軌道板以及混凝土基座的鋪裝；最后調整吊桿張拉力值至設計要求。在調索完成后，立即對全橋軌底高程進行了測量，軌底現階段實測高程與設計高程差值對比情況如圖6所示。

圖6 軌底實測高程與設計高程差值對比

由圖6可知，除邊跨附近軌底實測高程高于設計高程外，其余位置軌底實測高程均略低于設計高程，最大高程差15.4 mm，位于中跨3/4截面附近，其余截面軌底高程差均小于15 mm。鑒于上述分析與實際線形，對于大橋靜態驗收前軌底線形精調，建議在鋪設軌道板的時候，可以通過調整每段里程對應軌道板厚度，以達到所需軌底標高的精度要求。

5 結論

(1)施工過程中，不同張拉方案對主橋線形影響不同，且差別較大。當采用分次張拉時，吊桿拉力損失較大，線形與設計線形相差較大，且分次越多，吊桿拉力損失越大；但當采用一次張拉時，吊桿張拉力損失較小，且成橋線形更接近設計線形，建議施工中采用吊桿一次張拉的施工方案。

(2)由于中跨跨徑遠大于邊跨跨徑，故存梁時間對邊跨豎向位移影響較小，對中跨豎向位移影響較大。但由于工期要求，實際施工中存梁時間縮短為2.5個月，此時收縮徐變對梁面位移影響相對較大，但仍處于可控范圍之內，可通過最終軌底標高精調以保證順利鋪軌。

(3)僅考慮收縮徐變時，存梁時間對邊跨剩余變形影響小于對中跨剩余變形影響。存梁2.5個月時，各關鍵截面梁頂面豎向剩余相對變形量較小，處于可控范圍之內，后續施工的高鐵線路軌底線形精調可通過調整軌道板或者扣件等方式進行精調。

(4)本橋除邊跨附近軌底實測高程高于設計高程外，其余位置軌底實測高程均略低于設計高程，最大高程差位于中跨3/4截面處附近，最大差值為15.4 mm，橋梁靜態驗收前軌底標高精調可通過調整軌道板厚度實現。