城際鐵路無砟軌道PC部分斜拉橋變形及線形控制研究

陳 剛,李偉軍

(1.中鐵第一勘察設計院集團有限公司,西安 710043； 2.中鐵十二局集團第一工程有限公司,西安 710038)

無砟軌道具有軌道穩定性、剛度均勻性和耐久性好、平順性高、維修工作量少等突出優點，因此無砟軌道是高速鐵路的主要軌道結構形式，但是高速鐵路無砟軌道對軌道平順性要求極高。橋梁結構在活載作用下的彈性變形和長期恒載作用下的變形都會直接影響到橋上軌道結構的受力、平順性及行車安全，尤其在水網密集、交通發達地區為滿足通航、立交等跨越要求，必須采用大跨度橋梁結構，而大跨度橋梁結構剛度、變形等如何適應無砟軌道要求是控制設計的難點，必須通過合理的設計和有效的施工控制技術綜合實現，滿足運營安全的要求。孫樹禮等[1]介紹了我國第一條時速350 km客運專線無砟軌道橋梁設計情況，提出Ⅱ型板式無砟軌道對橋面的形狀和精度要求，王森榮[2]對武廣客專橋上鋪設無砟軌道關鍵技術進行了研究，提出大跨度橋梁可采用“列車-無砟軌道-橋梁系統”耦合動力學進行軌道平順性仿真分析，朱禹等[3-4]分析了溫度梯度荷載對無砟軌道變形的影響，李洪學等[5-7]分析了溫度效應對橋梁結構的影響，何義斌等[8-10]分析了梁體徐變變形對橋梁結構的影響及控制措施，王安琪等[11-12]分析了梁體預拱度設置對軌道平順性的影響，康煒等[13-15]對大跨預應力混凝土組合結構在無砟軌道的應用進行了初步研究，王存國等[16-17]分別預估了客運專線連續梁拱和連續剛構后期變形，王常峰等[18-21]從施工控制研究了無砟軌道高速鐵路橋梁線形控制技術。

結合工程實例，綜合設計和施工控制，對鐵路無砟軌道PC部分斜拉橋線形控制進行研究，為后續大跨度組合結構的線形控制提供參考。

1 工程背景(圖1)

廣佛環城際鐵路，線路出張槎站后上跨東平水道，東平水道為國家規劃Ⅱ級航道。橋位受通航、防洪、立交、線路高程等控制。經比選，主橋采用一聯(96+176+96) m預應力混凝土部分斜拉橋。該工程為時速200 km雙線鐵路無砟軌道橋梁，主橋總體設計為雙塔雙索面PC部分斜拉橋；主體結構結構體系為塔梁固結、梁墩分離；主梁設縱、橫、豎三向預應力束；橋塔為鋼筋混凝土H形塔；拉索扇形布置、在橋塔處采用交叉錨方式。主梁為單箱雙室變高度直腹板截面，箱梁頂寬13.50 m，底寬11.0 m，中支點截面高9.60 m，邊跨平直段截面高5.60 m，截面高度按二次拋物線變化，箱梁頂板厚35 cm，腹板厚50～90 cm，底板厚50～100 cm；塔橫向布置為H形鋼筋混凝土結構，塔高25.0 m(梁頂面起算)，塔柱截面為矩形，其尺寸分別為4.8 m×2.5 m(縱×橫)；斜拉索采用φ15.2 mm的鋼絞線索體、雙索面扇形布置，全橋設置8對共32組拉索，梁上拉索水平間距8.0 m。梁體采用懸臂澆筑施工，先合龍邊跨，后合龍中跨。

圖1 鐵路PC部分斜拉橋效果圖

2 橋梁變形分析

為研究橋梁變形，利用有限元法建立全橋模型，梁體、塔、墩身采用空間梁單元、索采用桁架單元、基礎采用節點彈簧模擬，并采用平面模型進行校核，有限元模型如圖2所示。

圖2 鐵路PC部分斜拉橋有限元模型

2.1 靜活載作用下梁體變形

梁體在靜活載作用的變形見圖3，中跨跨中最大豎向變形為74.3 mm，撓跨比為1/2 369，靜活載作用下梁體撓度見圖3;梁端轉角為0.327‰rad。

圖3 靜活載作用下梁體撓度曲線

2.2 溫度作用下梁體變形

本橋考慮的溫度作用包括整體升降溫和非均勻升降溫兩部分，分別為：結構整體升溫按25 ℃考慮，整體降溫按25 ℃考慮；混凝土梁橋面板非均勻升溫按TB 10092—2017《鐵路橋涵混凝土結構設計規范》執行；索梁、索塔間溫差按±15 ℃計算。

從圖4、表1可知，溫度作用最不利組合為：橋面板非均勻升溫+整體升溫+索梁溫差(15 ℃)，最不利組合溫度變形值為25.28 mm。

圖4 溫度作用下梁體撓度曲線

表1 溫度作用下中跨跨中撓度匯總

2.3 梁體殘余變形

以鋪軌時橋梁變形為基準，計算鋪軌后至收縮徐變結束為止由于收縮、徐變、預應力損失等引起梁體后期變形。大跨度橋梁鋪設無砟軌道與隧道、路基不同，橋梁在活載作用下的彈性變形以及長期恒載作用下的變形都會直接影響到橋上軌道結構的受力、平順性及行車安全。對于橋上無砟軌道結構而言，由于沒有道砟來調節軌道的高程，無砟軌道的永久變形只能通過扣件進行調整以恢復其正常的軌道幾何形狀。由于扣件的可調節量非常有限，因此要保證軌道的平順性，就必須控制軌道鋪設后混凝土梁的徐變變形。

收縮徐變對混凝土橋梁的影響，主要與時間跨度大小、受力特點、結構形式、構件截面組成方式，以及施工工藝等因素有關。設計階段分不同施工工況進行結構后期徐變變形計算，用于指導施工。梁體施工工況見表2。

表2 梁體施工工況

從圖5可知，梁體殘余變形邊跨為上拱、中跨為下撓。混凝土張拉齡期同為7 d時，二期恒載上橋時間越長，邊跨中徐變上拱變形越小、中跨中徐變下撓變形越大；混凝土不同張拉齡期相比，適當增加混凝土張拉齡期，可減小后期徐變殘余變形，工期允許的情況下盡量延長這個時間。結合不同工況數據對比分析和現場施組安排，推薦對中跨徐變殘余變形有利的“工況1”，并按推薦施工工況計算恒載變形、據此設置梁體預拱度。

圖5 不同施工工況下梁體殘余變形曲線

2.4 索對梁體變形的影響

在梯度升溫工況下，無斜拉索時，跨中豎向位移為-14.1 mm(向下)；有斜拉索時，跨中豎向位移為-10.9 mm。

在整體升溫25 ℃，無斜拉索時，跨中豎向位移為0 mm；有斜拉索時，跨中豎向位移為-3.8 mm。

在豎向靜活載作用下，無斜拉索時，跨中豎向位移為-85.4 mm；有斜拉索時，跨中豎向位移為-74.3 mm，斜拉索提供的豎向剛度約14.9%。

收縮徐變殘余變形，無斜拉索時，跨中豎向殘余變形為-14.1 mm；有斜拉索時，跨中豎向殘余變形為-6.9 mm。

從上述分析可知：索對結構豎向剛度貢獻占比約14.9%，對跨中橋面板非均勻變形抑制約23%，對跨中收縮徐變殘余變形抑制約50%。故無砟軌道大跨度預應力混凝土結構采用組合結構，對梁體加勁是有必要的。

2.5 行車動力特性仿真分析

對鐵路PC部分斜拉橋建立了車-橋動力相互作用空間分析模型，它由車輛模型和有限元橋梁模型組合而成。對橋梁的自振頻率進行計算分析，主要計算結論如下。

(1)在全部客車工況下，橋梁最大橫向動位移僅為0.05 mm(橫向撓跨比約為1/3520 000)，最大豎向動位移為11.5 mm(豎向撓跨比約為1/15 304)，最大豎向振動加速度為0.075 m/s2，最大橫向振動加速度為0.070 m/s2。橋梁橫、豎向振動加速度均低于規范限值，橋梁的動力性能良好。

(2)在德國ICE3型動車組、國產時速300 km動力分散高速列車以及國產先鋒號列車以160～240 km/h的速度通過時，橋梁動力性能良好；車輛各項平穩性指標均為良好以上，表明該結構能較好地滿足設計時速200 km客車運營安全。

(3)當國產先鋒號列車以160～240 km/h速度通過橋梁時，索梁溫差±15 ℃引起的橋面豎向變形對橋梁動力響應、橋上車輛的安全性指標、車輛的橫向振動加速度、橫向Sperling指標影響很小，對橋上車輛的豎向振動加速度及豎向Sperling指標略有影響：升溫時車輛的豎向加速度和豎向Sperling指標略有增大，而降溫時車輛的豎向加速度和豎向Sperling指標則略有減小。總體說來，索梁溫差±15 ℃引起的橋面豎向變形對橋梁的動力性能、橋上車輛的運行性能影響較小。

2.6 小結

靜活載作用下中跨中豎向變形-74.3 mm；溫度作用下中跨中豎向最不利組合為：橋面板非均勻升溫+整體升溫+索梁溫差(15 ℃)，最不利組合溫度變形值為-25.28 mm。故按規范“豎向靜活載+0.5倍的溫度撓度”值為-86.94 mm，撓跨比為1/2 024，表明本橋具有良好的豎向剛度。

梁體在靜活載作用下梁端轉角為0.327‰rad，滿足規范要求。

在推薦施工工況(“工況1”)下，經計算邊跨最大殘余變形5.5 mm，中跨中殘余變形-6.9 mm，均滿足規范要求。

經計入索梁溫差影響的行車動力特性仿真分析，索梁溫差對橋上車輛的運行性能影響較小，結構動力性能良好，能較好地滿足設計時速200 km客車運營安全需求。

3 橋梁線形施工控制及驗證

按理論計算推薦的施工工況為：懸臂階段混凝土張拉齡期7 d，二期恒載上橋時間60 d，混凝土彈性模量與設計值的比值100%。據此分析大跨度預應力混凝土橋梁無砟軌道線形控制施工現狀，結合本橋實際情況，提出一種“無砟軌道單元化、動態化線形控制施工技術”，克服了常規的預壓得出實測變形值誤差較大的問題和通過模擬計算一次澆筑無砟軌道帶來的成本增加和缺少驗證環節的問題。

3.1 無砟軌道單元化、動態化線形控制施工技術

該工藝主要內容為：加強施工控制(包括材料質量控制、實施質量和施工過程施工監控控制等)，主要實施過程分階段，二期恒載單元化實施，動態化管理和修正線形控制數據、過程中消除施工誤差。通過這一系列的施工工藝控制，使得施工立模高程準確，箱梁受力和線形控制滿足規范要求，為后期的無砟軌道線形控制奠定了基礎。

“主梁線形控制”，是施工線形控制的首要環節，主要控制梁體立模高程、斜拉索張拉力和主梁截面的應力，分混凝土澆筑前后、張拉前后、掛籃行走前后、拉索施加拉力前后8個工況，動態及時反饋實測數據，修正理論數據、減小施工誤差和測量誤差，確保各項數據滿足規范要求。

“拉索線形控制”，不僅影響結構受力，也對橋梁線形影響較大。控制目標為：需準確測定索力，索力調整到設計允許誤差以內。

“二期恒載單元化實施”，二期恒載分4次實施，多次通過施工前后的實測變形值與理論變形值對比，驗證合龍狀態下計算模型的合理性。

(1)“二恒一”是初次驗證計算模型的合理性。

(2)“二恒二”是進一步驗證計算模型的合理性和消除懸臂施工過程中梁面高程誤差的關鍵環節。

(3)“二恒三”是線形控制末端最重要、最關鍵的環節，是消除前期各個階段累計誤差的最后環節、同時考慮“二恒四”變形值的影響(提前預留本階段的預拱度)。該階段將總長369 m的道床板分7個各不相等的單元，從單元1到單元7依次施工，施工過程中通過上一單元的實測變形值修正下一單元的預拱度，實現單元化施工、動態化監控，最終實現無砟軌道軌頂高程毫米級的高程誤差控制。道床板單元劃分示意如圖6所示。

圖6 道床板單元劃分示意(單位：cm)

(4)“二恒四”是無砟軌道線形控制的最后一步，通過前期施工對模型計算參數進行修正，保證了模型和現場實際的吻合度，確保無砟軌道施工完成后軌頂高程與設計軌頂高程一致。

梁體主要實施過程及二期恒載分單元實施內容見表3。

表3 梁體主要實施過程及二期恒載分單元實施內容

3.2 實測數據與理論數據對照分析

全橋二期恒載施工完成后，通測全橋軌頂高程，與設計軌頂高程相對比，檢驗無砟軌道單元化、動態化線形控制施工的精度。

經統計主梁豎向變形理論值與實測值最大誤差：“二恒一”最大值為0.78 mm(圖7)；“二恒二”最大值為1.07 mm(圖8)；“二恒三”最大值為0.78 mm；“二恒四”中“單元1”為0.28 mm、“單元2”為2.9 mm、“單元3”經修正后為0.4 mm、“單元4”為0.2 mm、“單元5”為0.3 mm、“單元6”為0.6 mm、“單元7”為0.1 mm(圖9)。

圖7 “二恒一”施工完主梁變形對比

圖8 “二恒二”施工完主梁變形對比

圖9 “單元七”主梁變形對比圖施工完主梁變形對比

“單元2”理論計算變形值與現場實測變形值不吻合。從測量、施工、計算多角度分析，最終發現計算荷載與現場實際施工荷載不一致，對后續施工單元按現場實際荷載計算、修正模型，修正后的各階段誤差均滿足要求。

無砟軌道施工完，施工線形與設計線形之間的差值絕大部分在2 mm以內，見圖10。

圖10 全橋軌面設計理論誤差與實際誤差對照散點

綜上，表明現場實際施工完成后理論值與實測值基本吻合，達到控制目標。可判定通過單元化施工、動態化監控，該橋無砟軌道實現了橋梁線形誤差控制在毫米級的要求，同時也驗證了該工法的可行性，為后續的大跨度橋梁無砟軌道施工積累了寶貴的經驗。

4 結語

針對鐵路無砟軌道PC部分斜拉橋線形控制的問題，為研究橋梁變形，利用有限元法建立全橋模型進行計算分析，并聯合施工方進行施工控制技術研究，得到如下結論。

(1)通過對東平水道鐵路PC部分斜拉橋變形分析，提出了合理的推薦施工方案，為后續施工方案的確定起到指導作用。

(2)通過計算對比分析，大跨度預應力混凝土橋梁結構鋪設無砟軌道采用組合結構是合理的；鐵路PC部分斜拉橋動力性能良好；拉索作用顯著，增大了結構跨越能力，有效提高了結構剛度，抑制了結構變形；合理的設計方案為高速鐵路無砟軌道的鋪設提供了良好的技術條件。

(3)通過“無砟軌道單元化、動態化線形控制施工技術”的實施，提高了施工精度，相比傳統工法消除了預壓誤差，避免了工況間的相互干擾，通過分階段施工、動態化監控實現了無砟軌道精度精細化控制；節約了成本，該工法取消了預壓模擬，為項目建設節約了成本。