CRTSⅡ型板式無砟軌道臺后錨固結構上拱變形原因分析

劉振宇鄧逆濤李泰灃陳鋒王李陽

1.中國鐵道科學研究院研究生部，北京 100081；2.中國鐵道科學研究院集團有限公司鐵道建筑研究所，北京100081

CRTSⅡ型板式無砟軌道臺后錨固結構是指設置在路橋過渡段上由摩擦板、端刺、過渡板等部件組成的結構，一般分為倒T形和π形。臺后錨固體系主要功能是承擔橋梁上傳來的縱向力，保證路基段軌道系統的穩定性，以及通過降低不同結構間剛度差，確保結構間協調變形及縱向剛度平順過渡［1］。

已有眾多學者針對臺后錨固結構在縱向力作用下引起的變形及應力變化作了研究。董亮等［1］采用數值模擬和現場監測手段，分析了端刺結構在溫度力和制動力條件下應力分布及縱向位移變化規律。劉瑋瑋［2］采用數值模擬方法計算分析了倒T形和π形斷刺結構的動力響應特征，表明主端刺處豎向加速度較大、豎向位移較小。曹智騰［3］建立了端刺區路基不均勻沉降條件下無砟軌道-錨固結構-路基有限元模型，計算分析了不同沉降參數影響下端刺結構靜力學特性，路基沉降波長一定時，無砟軌道受力和變形隨幅值的增大而增大；幅值一定時，受力和變形隨波長先增大后減小。袁玲妍［4］建立了端刺區路基不均勻沉降條件下列車-軌道-路基有限元模型，計算分析了不同沉降參數影響下端刺結構動力學特性，根據動力學特性提出了路基沉降幅值應小于20 mm/20 m。魏強等［5-6］采用現場試驗的方式得到了端刺結構在設計荷載條件下縱向位移和縱向力分布特點；同時提出了無砟軌道臺后錨固結構的解析計算方法，并采用現場試驗驗證了其正確性。劉浩等［7-8］建立三維有限元分析模型，計算分析了溫度場對臺后錨固結構豎向變形的影響；同時對運營期高速鐵路臺后錨固體系展開年際變形監測和現場調研，縱連式臺后錨固結構溫度效應明顯，端刺錨固結構變形會影響過渡板與支承層連接部位附近的寬窄接縫狀態。

1 高速鐵路上拱段線形垂向偏差特點

滬昆高速鐵路自2014年竣工以來，部分區段出現上拱變形，軌道線形受到明顯影響。其中，K385+084地段位于平塘特大橋大里程端橋墩臺與路基結合處附近；K385+340地段位于上山溪特大橋小里程端橋墩臺與路基結合處附近，兩地段之間為路基結構。

2014年與2020年區段上行線左軌線形垂向偏差對比見圖1。可知，在K385+091處累計最大抬升量達29.3 mm；K385+088與K385+352處線形變化趨勢相同，均是在路橋結合處垂向變形較大，K385+088處平均垂向偏差24.1 mm，K385+352處27.1 mm；在過渡段處垂向偏差有較大程度回落，K385+088處平均垂向偏差12.0 mm，K385+352處5.5 mm。這是由于臺后錨固結構作為大體積混凝土結構，有效抑制了路基上拱對軌道垂向偏差的影響所致。由此可知，路基上拱對路橋結合處影響較大，但對由臺后錨固結構組成的過渡段影響較小。

圖1 2014年與2020年上行線左軌垂向偏差對比

2 過渡段現場監測分析

K385+361斷面路基高度約2.7 m，在路橋過渡段橋臺附近埋設4個單點位移計，深度為1.0、2.0、3.5、5.6 m。某時間段路基分層變形見圖2。可知，最大上拱變形為4.63 mm，平均變形速率為0.35 mm/月，近一個月變形速率為0.30 mm/月。路基0~1.0 m深度內累積上拱變形在0左右，0~2.0、0~3.5、0~5.6 m深度內累積上拱變形均在4 mm以上，可知路基上拱變形主要發生于1~2 m深土層內，橋臺附近路基上拱變形隨溫度的周期性變化影響不顯著。

圖2 不同深度路基變形時程曲線

沿摩擦板縱向布置的7個靜力水準儀，間隔6～7 m，表面溫度時程曲線及上拱變形時程曲線見圖3。可知：靠近橋臺的監測點1和2上拱變形對溫度的周期性變化影響不顯著，最大上拱變形為4.71 mm，與分層變形時程曲線數據基本吻合，2020年10月末上拱變形與最大上拱變形之差僅為0.93 mm。監測點3—6上拱變形與溫度呈現明顯的正相關性，最大上拱變形均在2021年7月中旬地表溫度最高時達到，為2.04~2.83 mm，2021年10月末上拱變形基本為0。監測點7與溫度呈現一定的相關性，在-1~1 mm振蕩。

圖3 摩擦板表面溫度和上拱變形時程曲線

綜上，CRTSⅡ型板式無砟軌道臺后錨固結構在靠近橋臺處上拱變形由路基上拱引起，這與軌道垂向偏差數據體現的規律相吻合；在其中部的上拱變形主要由橋上溫度縱向力引起，在年度溫度的周期性變化條件下隨之呈現周期性變化；在靠近大端刺處的變形總體上與溫度的相關性不強。

3 過渡段現場調研

K385+361過渡段混凝土結構產生了多種裂縫，如圖4所示。其中，橫向擋塊本是約束軌道結構橫向位移和豎向位移的裝置，可以將溫度縱向力向大端刺方向傳遞，但在本次調研中發現多處橫向擋塊未有縱向滑動痕跡，且橫向擋塊表面產生明顯的拉裂縫（圖5），可知橫向擋塊本身在年度溫度的周期性變化條件下產生了很大的應力，推知橫向擋塊約束了溫度縱向力的傳遞，進而導致軌道結構和臺后錨固結構產生上拱變形。

圖4 路橋過渡段處軌道結構破損

圖5 橫向擋塊拉裂縫

4 過渡段數值分析

采用有限元軟件建立K385+361過渡段臺后錨固結構數值分析模型，總長度為62.73 m，高度為4.4 m，如圖6所示。其中橋臺長度為6.73 m，路橋過渡段長度為56 m，由于實際結構關于路基中心對稱，所以取模型寬度為4.5 m，摩擦板厚度為0.4 m，其下設置11個高度為1 m的小端刺。倒T形主端刺上部豎墻厚度為1 m，高度為2.75 m，下部底板沿線路縱向為8 m。錨固結構范圍內土體由級配碎石摻水泥填筑。

圖6 倒T形臺后錨固結構有限元模型

模型各組成部分均采用八節點減縮積分六面體單元模擬。軌道結構、底座板、摩擦板等混凝土結構采用線彈性模型，級配碎石層采用Mohr-Coulomb非線性模型。底座板與摩擦板之間滑動摩擦因數為0.5；摩擦板與級配碎石層采用庫倫摩擦理論，摩擦因數為0.5。模型主要結構計算參數見表1。

表1 模型主要結構計算參數

在摩擦板上每隔5.7 m設置1對橫向擋塊，第1對橫向擋塊距離路橋結合處1.6 m，共設置8對。實際計算中每次綁定1對擋塊的縱向位移，用以模擬擋塊限制溫度縱向力向大端刺傳遞的工況。軌道結構承擔的溫度力荷載以分布力的形式進行模擬，加載位置位于橋臺頂面軌道板和底座板橫截面上，作用于軌道板和底座板橫截面上的溫度力為5.5 MN［9］。

貝葉斯網絡是一種典型的圖形化概率模型，可以結合故障當中所出現的各類型定量信息以及定性信息，同時還是可以實現故障出現之前的信息與故障發生時的信息的有效整合，進行統一化的利用，所以利用這一方法去診斷車門故障的時候，現場信息不夠完善是不會對診斷結果產生很大的影響的。與此同時，利用這一方法，可以有效預測車門故障的出現概率，這也是該方法的最大優勢。

各橫向擋塊阻擋溫度縱向力傳遞工況下最大縱向變形分布規律見圖7。可知：最大縱向變形出現于被綁定擋塊處，表明在該處其溫度應力達到最大。隨著被綁定橫向擋塊向大端刺方向移動，最大縱向變形量線性減小，綁定1#、8#橫向擋塊時其最大縱向變形分別為1.80、0.31 mm，表明底座板與摩擦板之間的滑動摩擦在該過程中發揮了顯著作用。不論綁定哪一對橫向擋塊，摩擦板的縱向變形均沒有超過3 mm，表明在該工況下摩擦板的縱向變形滿足要求。

圖7 最大縱向變形規律

各橫向擋塊阻擋溫度縱向力傳遞工況下摩擦板上拱變形曲線見圖8。可知，最大上拱變形出現于被綁定擋塊位置處。在最大上拱變形過后摩擦板會出現一段下沉變形，之后是一段波長較長且幅值較小的上拱變形，這是由于摩擦板的變形協調條件所致，此規律與現場監測數據中監測點7規律基本吻合。同時，在大端刺頂面處出現一個幅值較小的上拱變形值，這是由于大端刺處剛度過大所致。

圖8 摩擦板上拱變形規律

各橫向擋塊阻擋溫度縱向力傳遞條件下最大上拱變形分布規律見圖9。可知，最大上拱變形呈現先增大后減小的趨勢。在綁定3#橫向擋塊時最大上拱變形達到極大值5.23 mm，已超過5 mm。在綁定4#—6#橫向擋塊時最大上拱變形分別為4.52、3.33、2.61 mm，與現場監測中監測點3—6數據基本吻合。

圖9 最大上拱變形規律

各橫向擋塊阻擋溫度縱向力傳遞條件下上拱變形波長分布規律見圖10。可知，在綁定1#—4#橫向擋塊時，上拱變形波長線性增大，最大可至25 m左右；在綁定4#—8#橫向擋塊時，摩擦板上拱變形波長穩定在25 m左右。

圖10 上拱變形波長規律

5 結論

本文采用軌道線形測量、現場監測、現場調研及數值分析等手段，分析了滬昆高速鐵路K385+361過渡段上拱變形的原因，得到以下結論：

1）自竣工以來該區段路基存在上拱現象，路基上拱變形主要發生于路基1~2 m深度土層內，且在路橋結合處上拱現象較為顯著，但在過渡段靠近大端刺方向由路基引起的上拱現象得到有效抑制。

2）靠近路橋結合處摩擦板上拱變形與溫度變化相關性不強，在過渡段中部的摩擦板上拱變形與溫度變化相關性較為顯著，靠近大端刺處摩擦板上拱變形與溫度變化有一定相關性。

3）現場調研發現過渡段處混凝土結構多處出現橫向裂縫，橫向擋塊處未發現縱向滑動的痕跡，且橫向擋塊多處出現斜向拉裂縫，表明橫向擋塊在溫度縱向力作用下應力較大。

4）橫向擋塊阻擋溫度縱向力傳遞工況下摩擦板最大縱向位移不超過3 mm，且隨著綁定擋塊由橋頭向大端刺方向移動線性減小；在綁定4#—6#橫向擋塊時與現場監測中監測點3—6數據基本吻合，可推測過渡段中部隨溫度變化引起的上拱量主要是由上述3對橫向擋塊傳遞溫度縱向力不暢導致。