CRTSⅠ型無砟軌道板預應力筋破壞所致附加荷載的影響分析

趙 磊，高 亮，蔡小培，辛 濤

1.中國鐵道科學研究院 鐵道建筑研究所，北京 100081；2.北京交通大學 土木建筑工程學院，北京 100044)

無砟軌道作為高速鐵路線下結構的重要組成部分，需承受列車軸重、溫度荷載以及下部基礎變形等作用，軌道板作為直接承受列車荷載的結構，平順性、耐久性和抗裂性要求較高[1]。目前國內外無砟軌道板大量采用預應力技術以防止混凝土開裂，其中，CRTSⅠ型板式無砟軌道板為后張雙向預應力混凝土板[2]。現場調研發現，運營階段CRTSⅠ型板式無砟軌道出現局部預應力筋斷裂，其中縱橫向預應力筋均有不同程度破壞，構成行車安全隱患。CRTSⅠ型無砟軌道板預應力筋斷裂情況如圖1所示。

圖1 CRTSⅠ型無砟軌道板預應力筋斷裂情況

目前，國內對無砟軌道預應力筋斷裂原因的研究已取得一定成果。方峰等[3]在對預應力筋進行大量廠內測試后分析得出，部分預應力筋張拉時錨具對中不良或錨具硬度控制不當導致預應力筋被錨具咬傷是造成預應力筋斷裂的主要原因；另外，預應力筋存在表面缺陷或內部缺陷一般也會導致預應力筋斷裂。周明華[4]對夾片式錨具的錨固性能分析認為，預應力筋強度、表面硬度、錨具錨孔的錐度尺寸與夾片角度尺寸的配合、夾片硬度、錨板硬度、安裝工藝和試驗初張力等均會對錨具的錨固性能有影響。張德強[5]結合秦沈客運專線CRTSⅠ型無砟軌道試驗段和日本新干線運營檢查中發現的軌道板封錨混凝土脫落情況，分析認為錨固端封錨效果對軌道板預應力筋破壞有一定影響。

但對于預應力筋破壞致使軌道板產生附加荷載的病害研究在國內尚缺乏。目前，預應力理論與試驗研究多集中在預應力混凝土梁及其預應力下的應力分布和承載能力方面[6-8]，預應力板的研究也多針對其承載能力開展[9-11]，而對預應力損失的研究集中于混凝土梁預應力的均勻損失[12,13]，很少涉及單根或多根預應力筋破壞帶來的偏心效應。國外也僅有部分關于混凝土偏心預應力分析方法[14-16]可為無砟軌道板預應力筋破壞后的受力計算提供一定參考。本文對無砟軌道板預應力筋破壞后軌道板受力進行分析，對不同位置及不同程度的軌道板縱橫向預應力筋破壞工況下軌道板受力與變形的變化進行仿真分析。文中所采用的考慮預應力筋的無砟軌道設計方法將為無砟軌道設計提供新的思路。

1 計算模型的建立

CRTSⅠ型板式無砟軌道主要由鋼軌、扣件、軌道板、CA砂漿、底座板、樹脂橡膠等構成。

1.1 鋼軌與扣件參數

考慮扣件對因縱橫向預應力破壞引起的軌道板收縮的限制效應，建立鋼軌和扣件模型。鋼軌為標準CHN60軌，選用實體單元進行模擬；扣件為WJ-8型扣件，用三向彈簧-阻尼單元模擬；扣件間距為0.629 m，每組扣件提供的最大縱向阻力為9.0 kN，橫向靜剛度為50 kN/mm，垂向靜剛度為35 kN/mm。

1.2 軌道板參數

軌道板材料為C60混凝土，采用雙向預應力技術進行施工，預應力筋為低松弛預應力鋼棒，直徑13 mm，抗拉強度不低于1 420 MPa，縱向單根預應力筋張拉力為122 kN，橫向單根預應力筋張拉力為127 kN。軌道板、鋼筋均是實體單元，鋼筋與軌道板內部節點建立三向彈簧進行耦合，其中，沿鋼筋徑向的彈簧剛度為0，簡化認為鋼筋與管道無摩擦，其余兩個方向的彈簧假定為剛性，預應力筋與軌道板間無相互侵入。預應力筋端部與軌道板節點區域耦合。預應力筋損失時，端部節點耦合去除。軌道板尺寸及預應力筋布置如圖2所示。

圖2 軌道板尺寸及預應力筋布置

1.3 砂漿層及底座參數

根據CRTSⅠ型板式無砟軌道設計圖紙并參考文獻[17]，砂漿層彈性模量300 MPa；底座板為現澆C40混凝土板，底座板凸臺與軌道板和砂漿間設置樹脂橡膠填充層，填充層彈性模量為25 MPa。考慮砂漿層為灌注法施工，因此砂漿層與軌道板、底座板間充分黏結。本文采用節點耦合方法對層間黏結進行模擬。砂漿層和底座板均采用實體單元模擬，砂漿層尺寸參數、底座板及凸臺尺寸參數如圖3、圖4所示。

圖3 砂漿層尺寸參數

圖4 底座板及凸臺參數

本文計算主要考慮軌道板的受力及變形問題，因此利用路基彈簧對路基進行簡化模擬，路基彈簧垂向剛度取76 MPa/m，縱橫向剛度以路基彈簧垂向力為基準，底座與路基間摩擦系數為0.5。

1.4 荷載計算參數

本文僅考慮因預應力筋破壞給軌道板受力及變形帶來的附加荷載，忽略車輛及溫度等荷載的影響。對不同位置處預應力筋的破壞及多根預應力筋破壞的組合工況對軌道板附加荷載進行針對性分析?？v向及橫向預應力筋布置如圖5所示。

圖5 縱向及橫向預應力筋布置

考慮截面關于中心線A和B的對稱性，以及上下層預應力筋破壞時引起翹曲變形效應上的區別，在計算單根縱向預應力筋破壞時，選取的工況有Z1、Z2、Z3和Z4；計算多根縱向預應力筋破壞時，選取的工況有Z1+Z2和Z1+Z2+Z1′+Z2′；計算單根橫向預應力筋破壞的影響時，分別考慮H1～H8預應力筋破壞帶來的影響；計算多根橫向預應力筋破壞的影響時，考慮預應力筋從邊緣開始破壞，且不考慮預應力筋的間隔破壞。分別對預應力筋破壞根數為2、4、6、8、10和12進行計算與分析。

2 縱向預應力筋破壞影響分析

對不同縱向預應力筋破壞工況進行計算分析，并與初始預應力狀態下軌道板受力和變形進行對比，不同工況下軌道板縱向應力云圖如圖6所示。

(a)初始預應力(b)Z1破壞工況

圖6 不同縱向預應力筋破壞工況下軌道板縱向應力云圖

2.1 不同位置單根縱向預應力筋破壞影響分析

選取Z1、Z2、Z3、Z44根預應力筋分別破壞工況以及初始預應力狀態下軌道板受力與變形進行對比，其計算結果峰值匯總見表1。

表1 單根預應力筋破壞計算結果峰值匯總

注：表格前4行數據為軌道板混凝土應力；應力計算結果單位為MPa，位移及位移差單位為mm；下表皆同。

由表1可知，不同位置處預應力筋的破壞對軌道板應力峰值影響較小，縱橫向拉壓應力峰值基本無變化。分析其計算云圖可知，板上應力峰值出現在未破壞的預應力筋附近。因此，需要通過分析不同截面位置處軌道板受力的變化來分析不同位置預應力筋破壞的影響，圖7為預應力破壞狀態下軌道板內力的變化趨勢。

圖7 預應力破壞狀態下軌道板內力變化

相對于預應力筋未破壞時的狀態，預應力筋破壞后混凝土內力明顯降低，上層預應力筋的破壞對軌道板軸力的影響稍大，但總體差異不明顯。同時，端部縱向軸力降低120 kN左右，與單根預應力筋設計張拉力接近；由于底部砂漿層對軌道板的約束，板中的預應力破壞小于端部預應力的破壞量。

垂向位移差計算結果表明，預應力筋破壞會帶來一定程度的垂向位移差，且上層預應力筋破壞引起的垂向位移差比下層預應力筋明顯。

縱向預應力筋破壞后，未破壞的縱向預應力筋應力有所增加，橫向預應力筋的應力有所減小，但總的來說變化幅度有限。

圖8為軌道板橫向彎矩沿縱向分布情況，可以看出，預應力筋未破壞時軌道板橫向彎矩基本為0；預應力筋破壞后，軌道板端部出現較明顯的彎矩，上下層預應力筋破壞所造成的彎矩方向相反，且上層破壞引起橫向彎矩稍大，在3.7 kN·m左右。

圖8 軌道板橫向彎矩對比

2.2 不同縱向預應力筋破壞數量影響分析

選取單根預應力筋破壞(Z2)、2根預應力筋破壞(Z1+Z2)以及4根預應力筋破壞(Z1+Z2+Z1′+Z2′)與未破壞的情況進行對比。其計算結果峰值匯總見表2。

表2 不同數量預應力筋破壞計算結果

由于應力峰值出現在未破壞預應力筋處，軌道板縱橫向拉壓應力在不同預應力筋破壞情況下差異不明顯，在5%以內。

圖9為軌道板垂向位移差隨著軌道板破壞鋼筋數量變化的趨勢，隨著縱向應力鋼筋的破壞軌道板有逐漸翹曲的趨勢。

圖9 軌道板垂向位移差變化趨勢

圖10為預應力筋破壞后軌道板縱向軸力變化趨勢，圖11為預應力筋破壞所致軌道板中部和端部預壓力損失的對比。從圖10和圖11可知，軌道板預應力損失隨著預應力筋破壞數量的增加基本呈線性增長趨勢，并且中部預應力損失僅為端部預應力損失的一半左右，這與下部砂漿層的彈性模量和軌道板與砂漿層間的黏結強度有關。

圖10 預壓力沿軌道板縱向變化趨勢

圖11 軌道板端部與中部預壓力損失對比

圖12為軌道板橫向彎矩沿縱向變化趨勢，圖13為軌道板端部橫向彎矩變化趨勢。軌道板橫向彎矩隨著預應力筋破壞數量的增加基本呈線性增加趨勢，軌道板中部基本無附加彎矩產生。

圖12 軌道板橫向彎矩沿縱向變化趨勢

圖13 軌道板端部橫向彎矩變化趨勢

3 橫向預應力筋破壞影響分析

對橫向預應力筋破壞的多種工況進行計算，并與初始預應力狀態下軌道板受力和變形進行對比分析，圖14為不同橫向預應力筋破壞工況下軌道板橫向應力云圖。

(a)H1破壞(b)H1～H4破壞(c)H1～H8破壞(d)H1～H12破壞

圖14 不同橫向預應力筋破壞工況下軌道板橫向應力云圖

3.1 不同位置單根橫向預應力筋破壞影響分析

選取H1～H8共8根預應力筋分別破壞工況以及初始預應力狀態下軌道板受力與變形進行對比，其計算結果峰值匯總見表3。

由圖14和表3可知，軌道板橫向拉壓應力在預應力筋破壞后變化較小，縱向應力幾乎無變化；與縱向預應力筋破壞情況類似，其應力峰值仍出現在未破壞預應力鋼筋處。

表3 不同位置橫向預應力筋破壞計算結果峰值匯總

圖15為軌道板橫向預壓力變化趨勢，相對于預應力筋未破壞時，軌道板內力明顯降低，但不同位置內力總體差異不明顯，端部預應力筋所帶來的影響稍大。同時，軌道板側邊橫向預應力破壞較大，中部破壞較小，側邊與中心預應力破壞差異在30 kN左右。這與縱向預應力筋破壞時趨勢一致，由下部砂漿層約束作用造成。

圖15 軌道板橫向預壓力變化趨勢

軌道板的垂向位移差在橫向預應力鋼筋破壞時差異較小，原因是橫向預應力筋設置在軌道板中性軸處，其破壞不會帶來軌道板的翹曲變形。

橫向預應力筋破壞后，其余未破壞的橫向預應力筋應力增加，縱向預應力筋的應力減小，但變化幅度有限且不同破壞位置的影響不大。

圖16為不同位置處橫向預應力筋破壞后軌道板縱向彎矩分布情況對比。無預應力破壞時軌道板縱向彎矩較小，基本為0；橫向預應力筋破壞后，軌道板產生一定程度的縱向彎矩，縱向彎矩隨不同縱向預應力筋破壞位置變化差別不大，H1破壞情況下縱向附加彎矩最大，約為0.48 kN·m。由于軌道板縱向彎矩較小，其垂向位移差也較小。

圖16 軌道板縱向彎矩對比

3.2 不同橫向預應力筋破壞數量影響分析

選取橫向預應力破壞數為1根(H1)、2根(H1～H2)、4根(H1～H4)、6根(H1～H6)、8根(H1～H8)、10根(H1～H10)和12根(H1～H12)進行對比，其計算結果見表4。

表4 不同位置橫向預應力筋破壞根數計算結果

由表4可知，軌道板縱橫向拉壓應力隨著橫向預應力筋破壞數量增加變化不明顯，僅橫向拉應力有小幅度變化；軌道板垂向位移差變化范圍也較小，說明橫向預應力筋的破壞對軌道板幾何形位影響較小。不同數量預應力筋破壞后，其余未破壞的預應力筋應力變化也較小，可以認為單根預應力筋受力不受相鄰預應力筋破壞的影響。

圖17為軌道板橫向拉應力隨橫向預應力筋破壞數量增加的變化趨勢。可以看出，橫向預應力筋出現破壞時，軌道板橫向拉應力有小幅度增加，隨著破壞鋼筋數量的增加，橫向拉應力增加幅度逐漸減小并趨于穩定。

圖17 軌道板橫向應力變化趨勢

圖18為橫向預壓力隨著橫向預應力筋破壞數增加而變化的趨勢。可以看出，隨著預應力筋破壞數增加軌道板內力明顯降低，板中預應力破壞較小，端部預應力破壞量較大，與縱向預應力筋破壞時軌道板縱向預應力變化趨勢較一致。

圖18 軌道板橫向預壓力變化趨勢

圖19為縱向彎矩隨橫向預應力筋破壞數增加的變化趨勢?？梢钥闯觯瑱M向預應力筋破壞后，軌道板產生一定程度的縱向彎矩，縱向彎矩隨著破壞鋼筋數量增加基本呈線性增加趨勢。

圖19 軌道板縱向彎矩變化趨勢

4 結論

本文對CRTSⅠ型無砟軌道板預應力破壞引起的附加荷載進行仿真分析，主要結論有：

(1)預應力筋破壞對軌道板縱橫向應力峰值影響較小，在5%以內，原因是預應力產生的軌道板應力峰值均位于未破壞的預應力筋錨固端。軌道板整體預壓力隨著預應力筋破壞數量增加而減小，其中端部預壓力損失是中部預應力損失的2倍左右，主要是層間黏結約束對預壓力損失抵消效應在板中逐漸累積。

(2)縱向預應力破壞后，附加彎矩導致軌道板出現0.1 mm以內的翹曲變形，這種翹曲變形效應隨著單層預應力筋破壞數量的增加而增加，且上層預應力筋影響更明顯。軌道板縱向彎曲剛度較大，橫向預應力筋破壞引起軌道板翹曲變形較小。

(3)縱橫向預應力筋破壞后，其余未破壞的預應力筋應力變化在1%以內，可以認為單根預應力筋受力不受相鄰預應力筋破壞的影響。

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