大跨度無砟軌道連續梁-拱組合橋的工后徐變作用效應

崔本超 于江永 劉周繼 孔德芒 孫煥重

中鐵十四局集團第二工程有限公司， 山東 泰安 271000

大跨度梁-拱組合橋兼具梁橋與拱橋的優點，橋上無砟軌道因少維修、高平順性、高穩定性的優勢，使得大跨度無砟軌道連續梁-拱組合橋結構得到了廣泛應用［1］。然而，橋上無砟軌道結構在運營期內的軌道高程只能通過扣件在有限范圍內調節，若后期徐變作用效應考慮不足，會導致軌道形位變化超過無砟軌道扣件的調整范圍，影響無砟軌道的平順狀態［2-3］。國內外專家學者已對高速鐵路大跨度橋梁的混凝土收縮徐變進行了廣泛的研究。何義斌［4］對現行中國鐵路規范、中國公路規范和歐洲混凝土規范中的混凝土徐變系數與試驗值進行了對比。鄭曉龍等［5］以一座大跨度上承式混凝土拱橋為對象，采用車橋耦合分析方法，分析溫度和徐變共同作用下的車橋系統動力響應，研究橋梁變形的控制指標和限值。康煒［6］研究發現采用鋼桁加勁預應力混凝土箱梁的高鐵斜拉橋，通過在加勁鋼桁上弦灌注混凝土，延遲鋪軌時間，采用預制節段懸臂拼裝施工工法，主梁徐變變形減小了40%。現有文獻中關于大跨度連續梁-拱組合橋工后徐變對無砟軌道幾何位形影響的研究有限。

本文以滬蘇湖高速鐵路青浦特大橋為工程背景，考慮大跨度連續梁-拱組合結構與無砟軌道結構之間協同工作的變形傳遞，分析工后徐變作用對橋上無砟軌道豎向變形變化規律的影響。

1 工程背景

青浦特大橋位于上海市青浦區，橋型為大跨度連續梁-拱組合橋，橋梁全長共449.5 m（含兩側梁端至邊支座中心線各0.75 m），橋跨布置為（112 + 224 +112）m，墩號依次為3#—6#，各支點沿橫向設置3 個球型支座。拱肋計算跨徑224 m，設計矢高44.8 m，矢跨比1∶5，拱軸線采用二次拋物線，設計拱軸線方程為y= -x2/280 + 0.8x。拱肋采用鋼管混凝土結構，主拱肋采用等高度啞鈴形截面，截面高度為3.4 m。拱肋弦管直徑?1.2 m，由兩種厚度（24、28 mm）的鋼板卷制而成，弦管之間采用厚20 mm 的鋼綴板連接。上下鋼管、腹腔均為鋼混組合結構，鋼管及腹腔內填充C55自密實補償收縮混凝土。橋上兩榀拱肋間橫向距為12.2 m，兩榀拱肋之間共設11 道橫撐，橫撐分為空間桁架撐以及K 撐，各空間桁架撐由4 根?610 × 24 mm主鋼管以及32根?325 × 16 mm連接鋼管組成，K撐采用?508 × 20 mm 鋼管以及?325 × 16 mm 連接鋼管組成，鋼管內部不填充混凝土。主梁為預應力混凝土結構，采用單箱雙室變高度箱形截面，跨中及邊支點處梁高5.5 m，中支點處梁高13.0 m，梁底按1.6 次拋物線變化。全橋共設22組雙吊桿，吊桿順橋向間距9 m。吊桿采用PES（FD）7-61 型低應力防腐拉索（平行鋼絲束），吊桿上端穿過拱肋，錨于拱肋上端張拉底座，下段錨于吊點橫梁下緣固定底座。橋梁立面見圖1。

圖1 橋梁立面（單位：mm）

無砟軌道形式為CRTS 雙塊式，由鋼軌、扣件、枕軌、道床板、隔離層、底座板等構成。采用CHN60 鋼軌、WJ-8B 型常阻力扣件、SK-2型雙塊式軌枕。道床板厚260 mm，寬2 800 mm，有4.68、4.70、5.00、5.94、6.40 m 五種長度。道床板與底座板之間設置厚4 mm的聚丙烯非織造土工布隔離層。底座板厚210 mm，長度、寬度與道床板尺寸相同。每塊底座板上設置兩個凹槽，與道床板限位凸臺匹配，限位凹槽橫向寬1 022 mm，縱向長700 mm，高110 mm。長度為5.0 m的無砟軌道結構如圖2所示。

圖2 CRTS雙塊式無砟軌道結構（單位：mm）

2 精細化分析模型

2.1 模型建立

為了更精確地模擬大跨度連續梁-拱組合橋-CRTS 雙塊式無砟軌道體系梁軌相互作用，以及軌道結構之間的連接情況，考慮徐變對梁-軌相互作用影響，對徐變分析模型中不同構件進行模擬。徐變分析模型中各構件材料參數見表1。徐變分析模型共計13 508 個節點，8 609 個單元，并規定縱橋向為x方向、橫橋向為y方向、豎向為z方向。

表1 構件材料參數

1）連續梁-拱結構

主拱鋼管、管內混凝土、主梁及桁架采用空間梁單元模擬，吊桿采用僅受拉桁架單元模擬。當鋼管與管內混凝土接觸良好時，鋼管以及管內混凝土可以通過共節點建模的方式模擬［7-8］。在主梁各節點處沿橫橋向左右2 500 mm 處（無砟軌道底座板中軸線位置）建立輔助節點，通過剛性連接將主梁各節點與對應輔助節點相連，形成脊骨式主梁。支座約束方式見表2。

表2 支座約束方式

2）軌道系

底座板、道床板以及鋼軌采用空間梁單元模擬，扣件以及隔離層采用彈性連接單元模擬［9］。底座板與主梁連接采用剛性連接模擬，底座板與道床板之間采用彈性連接。在道床板各節點沿橫橋向左右717.5 mm處建立輔助節點，通過剛性連接將主梁各節點與對應輔助節點相連。

軌道系層間尺寸為2.8 m × 6.4 m，扣件間距為0.65 m，單條鋼軌與道床板之間安裝10個扣件。在模擬中扣件的y、z向剛度采用線彈性連接模擬，扣件的扭轉剛度采用剛接屬性模擬，扣件x方向剛度采用多折線彈性連接模擬。扣件x向阻力-位移曲線如圖3所示。

圖3 扣件x向阻力-位移曲線

土工布隔離層模擬方法與扣件類似，利用線彈性連接模擬道床板與底座板位移剛度，利用剛性連接屬性模擬道床板與底座板轉動方向的連接。在模擬土工布豎直方向連接時，認為豎向層間變形互相獨立，因此將隔離層簡化，基于變形準則利用僅受壓彈性連接模擬隔離層豎向受力特性。考慮到土工布材料隔離層在自密實混凝土澆筑期間易與混凝土混合，導致土工布材料剛度偏大，故將變形后土工布材料近似于M5 砂漿材料來進行分析［10］。扣件與隔離層等效彈簧單元剛度見表3。

3）荷載與施工階段

為精確模擬大跨度連續梁-拱組合橋-無砟軌道體系的徐變效應，在精細化模型中將施工階段細化為96個子階段，并考慮成橋運營后10年工后徐變。施工階段模擬過程中考慮結構自重、預應力荷載、掛籃自重、混凝土濕重、合龍壓重等荷載，考慮混凝土收縮徐變的影響。

2.2 模型驗證

運營階段大跨度連續梁-拱組合橋-無砟軌道體系徐變分析模型中主梁最大壓應力以及恒載作用下支座反力見圖4。將運營階段主梁最大壓應力以及恒載作用下支座反力，與設計院提供的設計值進行對比，見表4。可知，大跨度連續梁-拱組合橋-無砟軌道體系徐變分析模型精度較高。

圖4 模型計算值

3 工后徐變計算分析

3.1 不同齡期下徐變模型計算結果對比

大跨度連續梁-拱組合橋-無砟軌道體系徐變分析模型中，主梁混凝土徐變參考CEB-FIP（1978）《鐵路橋涵混凝土結構設計規范》［11］中徐變模型進行計算；鋼管混凝土徐變計算參考JTG/ T D65-06—2015《公路鋼管混凝土拱橋設計規范》［12］。在加載齡期為t0，計算齡期為t時，混凝土徐變系數φ(t，t0)計算式為

式中：βd(t-t0)為隨時間而增長的滯后彈性變形；βf(t)，βf(t0)分別為混凝土齡期t、t0的混凝土滯后塑性應變，其值與理論厚度（h）相關；ft為混凝土齡期為t時的強度；f∞為混凝土最終強度；φf為流塑系數；φf1為依周圍環境而定的系數，φf2為依理論厚度（h）而定的系數。

鋼管混凝土徐變系數?cs(t，t0)計算式為

式中：Es為鋼管彈性模量；Ec為管內混凝土彈性模量；αs為截面的含鋼率。

利用有限元模型對大跨度連續梁-拱組合橋上鋪設無砟軌道后1年、2年、3年、5年、10年的工后徐變變形進行計算與分析，結果見圖5。圖中正值表示徐變上拱，負值表示下撓。不同齡期下主梁徐變模型橋上無砟軌道豎向變形最大值見表5。

圖5 橋上無砟軌道豎向變形曲線

由圖5與表5可知：

1）對比相同時間內由徐變引起的豎向變形，邊跨段無砟軌道的豎向變形最大值均小于中跨段無砟軌道的豎向變形最大值；邊跨無砟軌道豎向變形發展速度明顯小于中跨無砟軌道豎向變形發展速度。因此，在維修養護期間需要更加重視中跨無砟軌道由徐變所產生的豎向變形。

2）工后徐變3 年時，中跨無砟軌道豎向變形最大值已增長至工后徐變發生10 年的60.22%，而邊跨無砟軌道的豎向變形最大值發展至57.04%，均超過無砟軌道工后徐變10 年豎向變形的50%。表明大跨度連續梁-拱組合橋上無砟軌道豎向變形在鋪設無砟軌道后前3年里發展較快，需要格外關注。

3.2 鋼管混凝土徐變修正系數簡化計算

大跨度連續梁-拱組合橋-無砟軌道體系的徐變分析模型中，鋼管混凝土的徐變系數修正計算參考JTG 3362—2018《公路鋼筋混凝土及預應力混凝土橋涵設計規范》［13］中對管內混凝土徐變的修正計算方法，這一計算過程較為繁瑣。本文采用將混凝土徐變系數直接替代為折減系數的簡化計算方法，并對大跨度連續梁-拱組合橋-無砟軌道體系的徐變分析模型進行計算。不同折減系數計算的軌道豎向變形曲線見圖6。折減系數為0.5 時橋上無砟軌道關鍵截面豎向變形見表6。

表6 折減系數取0.5時無砟軌道關鍵截面豎向變形

圖6 不同折減系數計算的軌道豎向變形曲線

由圖6 與表6 可知：徐變折減系數取值越小，大跨度連續梁-拱組合橋上無砟軌道豎向變形越大。采用折減系數（0.5）替代混凝土徐變系數的簡化方法與按照JTG 3362—2018 計算混凝土徐變系數得到的橋上無砟軌道豎向變形曲線最接近，兩者相對誤差為2.06% ～ 4.38%。因此，對大跨度連續梁-拱組合橋進行徐變計算時，可以采用折減系數（0.5）對管內混凝土徐變系數進行初步估算。

4 結論

1）對比相同時間內由徐變引起的豎向變形，邊跨段無砟軌道所產生的豎向變形最大值均小于中跨段無砟軌道所產生的豎向變形最大值；邊跨無砟軌道豎向變形發展速度明顯小于中跨無砟軌道豎向變形發展速度。在維修養護期間需要更加重視中跨無砟軌道由徐變所產生的豎向變形。

2）工后徐變發生3年時，邊跨、中跨無砟軌道的豎向變形最大值已分別增長至工后徐變發生10 年的57.04%、60.22%，均超過無砟軌道工后徐變10 年豎向變形的50%。在大跨度連續梁-拱組合橋上，無砟軌道在鋪設后的前3 年里豎向變形發展較快，需要重點關注。

3）采用工后折減系數為0.5得到的無砟軌道豎向變形與按照JTG 3362—2018《公路鋼筋混凝土及預應力混凝土橋涵設計規范》計算混凝土徐變系數得到的橋上無砟軌道豎向變形相對誤差為2.06% ～ 4.38%。