張 文 月

(福州理工學(xué)院 應(yīng)用科學(xué)與工程學(xué)院, 福建 福州 350506)

列車在鐵路上運(yùn)行時(shí),軌道結(jié)構(gòu)會(huì)直接承擔(dān)車輪傳來的動(dòng)載荷,并沿著接觸面向周圍傳播,下方的路基會(huì)隨之產(chǎn)生振動(dòng)現(xiàn)象[1]。針對(duì)該問題,諸多學(xué)者對(duì)列車動(dòng)載荷下路基的變化規(guī)律展開了研究工作:曹剛等[2]通過ANSYS軟件建立列車動(dòng)載荷作用下的數(shù)值分析模型,以重載鐵路基床的設(shè)計(jì)參數(shù)為控制變量,得出當(dāng)路基彈性模量和容重增大時(shí),應(yīng)力累計(jì)增大、沉降變形累計(jì)減小的結(jié)論;孔祥勛等[3]根據(jù)巴準(zhǔn)重載鐵路的工況建立高路堤分析模型,從路基的動(dòng)應(yīng)力和豎向加速度2個(gè)方面,研究列車的運(yùn)行速度對(duì)于路基振動(dòng)響應(yīng)的影響;蔣紅光等[4]在試驗(yàn)室中建立高速鐵路的路基模型,模擬真實(shí)列車載荷的加載系統(tǒng),得出路基的振動(dòng)隨著列車速度提升近似線性增長,并提出了預(yù)測(cè)鐵路路基動(dòng)應(yīng)力的經(jīng)驗(yàn)表達(dá)式。

本文在上述研究的基礎(chǔ)上,以蘭新鐵路烏魯木齊-奎屯段線路中典型路基斷面為研究對(duì)象,采用MIDAS GTS/NX數(shù)值模擬軟件建立模型,并施加動(dòng)載荷,分析列車在不同的運(yùn)行速度條件下鐵路路基變形規(guī)律,針對(duì)列車提速后路基沉降值不滿足規(guī)范要求的情況,提出合理的路基加固及治理措施。

1 工程概況

蘭新鐵路連接我國東西部地區(qū),是鐵路網(wǎng)的重要組成部分[5]。為響應(yīng)國家號(hào)召,滿足列車提速和高運(yùn)載量的需求,該段線路由單線鐵路擴(kuò)建為雙線鐵路,設(shè)計(jì)時(shí)速由最初的80 km·h-1提升至140 km·h-1(烏西至石河子段)和160 km·h-1(石河子至奎屯段)。近年來,受到列車提速的影響,該線路的K2164+800～K2168+600段路基沉降量逐漸加劇,軌道-路基系統(tǒng)惡化,導(dǎo)致現(xiàn)場(chǎng)維修工作量大,嚴(yán)重時(shí)可能危及行車安全。

2 路基參數(shù)及模型的建立

根據(jù)K2164+800～K2168+600段線路的典型斷面,并結(jié)合《鐵路路基設(shè)計(jì)規(guī)范》(TB 10001—2016)要求,建立基床-路基-地基結(jié)構(gòu)數(shù)值模型,如圖1所示。具體尺寸如下:路基的寬度為13 m,基床頂面寬度為10 m,厚度0.5 m;路基高度為10 m,分為上層和底層路基,分別為4 m和6 m,上層和底層路基邊坡坡度分別為1.0∶1.5和1.00∶1.75;地基的高度為14 m,其中硬土層為8 m,軟土層為6 m,土層的參數(shù)如表1所示?？紤]到在應(yīng)力傳播過程中會(huì)受到有效應(yīng)力的影響,路基結(jié)構(gòu)沿橫向的計(jì)算寬度一般取路基寬度或高度的3～5倍[6],本模型取為30 m。根據(jù)K2164+800～K2168+600段的列車實(shí)際運(yùn)行情況,動(dòng)載荷采用我國C80型25 t軸重的重載列車,以集中力的形式施加于基床表面,設(shè)計(jì)時(shí)速分別按照80、100、120、140、160 km·h-1輸入模型中。

圖1 路基模型

表1 土層基本參數(shù)

3 模擬結(jié)果分析

3.1 單線列車運(yùn)行結(jié)果分析

在運(yùn)算過程中,設(shè)計(jì)列車運(yùn)行總時(shí)長為1.0 s,控制時(shí)間增量為0.1 s,以列車運(yùn)行速度80 km·h-1單線運(yùn)行為例施加列車動(dòng)載荷,選取時(shí)間節(jié)點(diǎn)為0.1、0.4、0.7、1.0 s,路基表面豎向位移計(jì)算結(jié)果如圖2所示。從圖2可知,隨著列車不斷向前運(yùn)行,路基表面豎向位移最大值沿-Y軸方向移動(dòng),而且豎向位移呈現(xiàn)逐漸增大趨勢(shì),列車通過時(shí)對(duì)路基表面位移的影響范圍也在逐漸擴(kuò)大。當(dāng)列車離開后,豎向位移變形開始減小,不斷恢復(fù),但是仍有部分變形無法恢復(fù)至初始狀態(tài),列車反復(fù)通過后,這部分變形表現(xiàn)為塑性變形,即形成路基的最終沉降量[7]。

圖2 單向運(yùn)行時(shí)各時(shí)間點(diǎn)的位移

3.2 雙線列車運(yùn)行結(jié)果分析

為研究雙線列車相向行駛時(shí)路基表面豎向位移的變化規(guī)律,仍以列車運(yùn)行速度80 km·h-1為例施加動(dòng)載荷,運(yùn)行總時(shí)長為1.0 s,時(shí)間增量為0.1 s,兩列車分別自起點(diǎn)沿+Y軸和-Y軸方向行駛,選取時(shí)間節(jié)點(diǎn)為0.1、0.4、0.7、1.0 s,計(jì)算結(jié)果如圖3所示。根據(jù)圖3可知:隨著兩列車相向行駛,路基表面豎向位移也沿著+Y軸和-Y軸方向移動(dòng), 當(dāng)兩列車相遇時(shí), 路基的振動(dòng)響應(yīng)會(huì)產(chǎn)生疊加效應(yīng)[8],路基產(chǎn)生更大的豎向位移,同時(shí)對(duì)路基造成的損傷也更加嚴(yán)重;兩列車從相遇到錯(cuò)開的整個(gè)過程中,對(duì)路基表面豎向位移的影響范圍逐漸擴(kuò)大。

圖3 雙行列車運(yùn)行時(shí)各時(shí)間點(diǎn)的位移

3.3 單雙線列車運(yùn)行結(jié)果對(duì)比

列車運(yùn)行速度為80 km·h-1時(shí),在運(yùn)行時(shí)間1.0 s內(nèi)得到的路基表面豎向位移時(shí)程曲線如圖4所示。由圖4(a)可知,當(dāng)單線列車駛過,路基表面的豎向位移會(huì)出現(xiàn)2個(gè)明顯的峰值,即豎向位移的最大值,而且第2個(gè)峰值明顯大于第1個(gè)峰值。在列車運(yùn)行初期,路基表面的豎向位移近似呈線性增長,在第0.4 s時(shí),出現(xiàn)第1個(gè)峰值0.930 mm,隨后的0.1 s內(nèi)不再繼續(xù)增長;在第0.7 s時(shí),出現(xiàn)第2個(gè)峰值1.302 mm;在第1.0 s時(shí),路基表面的豎向位移最終保持在1.018 mm。由圖4(b)可知,當(dāng)雙線列車運(yùn)行時(shí),路基表面的豎向位移與單線列車運(yùn)行時(shí)呈現(xiàn)出相似的變化趨勢(shì),也會(huì)出現(xiàn)2個(gè)峰值:在第0.4 s時(shí)出現(xiàn)第1個(gè)峰值,為1.075 mm;在第0.9 s時(shí)出現(xiàn)第2個(gè)峰值,為1.78 mm;但是豎向位移值明顯較單線列車運(yùn)行時(shí)大。在第0.1 s時(shí),雙線列車運(yùn)行條件下的豎向位移為0.259 mm,單線列車運(yùn)行條件下的豎向位移為0.168 mm,兩者為1.54倍關(guān)系;在第1 s時(shí),兩者為1.4倍關(guān)系。這是由于雙線列車相向行駛時(shí),雙側(cè)的載荷傳遞時(shí)產(chǎn)生了復(fù)雜的疊加效應(yīng),但是并非成倍疊加,路基表面產(chǎn)生的豎向位移也不是成倍關(guān)系。

圖4 路基豎向位移時(shí)程曲線

3.4 列車提速條件下結(jié)果分析

由于列車通過時(shí)路基豎向位移會(huì)存在明顯的峰值,則只需要研究列車提速條件下路基豎向位移峰值的變化規(guī)律[9]。以列車運(yùn)行速度為研究對(duì)象,根據(jù)K2164+800～K2168+600段線路實(shí)際的提速情況,列車速度分別取80、100、120、140和160 km·h-1,得到豎向位移的結(jié)果如圖5所示。

圖5 列車速度對(duì)路基豎向位移的影響

由圖5可知,單線和雙線列車運(yùn)行時(shí),路基豎向位移的變化趨勢(shì)基本保持一致,即隨列車速度提升呈非線性增長。當(dāng)列車單線運(yùn)行速度為80 km·h-1時(shí),路基表層的豎向位移為1.31 mm;速度為120 km·h-1時(shí),路基表層的豎向位移為1.69 mm,增長了29.01%;速度為160 km·h-1時(shí),路基表層的豎向位移為2.43 mm,增長了43.79%。當(dāng)列車雙線運(yùn)行速度為80 km·h-1,路基表層的豎向位移為1.70 mm;速度為120 km·h-1時(shí),路基表層的豎向位移為2.01 mm,增長了18.24%;速度為160 km·h-1時(shí),基床表層的豎向位移為2.79 mm,增長了38.81%。通過數(shù)據(jù)的對(duì)比分析可知,列車運(yùn)行的速度越快,路基豎向位移的增長率就越大,這是因?yàn)榱熊囘\(yùn)行時(shí),速度越快對(duì)路基表面施加的動(dòng)載荷越大,從而在列車通過的瞬間,路基的振動(dòng)響應(yīng)更加明顯[10]。

《鐵路路基設(shè)計(jì)規(guī)范》(TB 10001—2016)規(guī)定,列車運(yùn)行時(shí)路基變形允許值為2 mm[11]。由圖6可知,當(dāng)列車單、雙線運(yùn)行時(shí)速分別為140、120 km·h-1時(shí),豎向位移最大值均超過2 mm,不能滿足規(guī)范要求。因此,需要對(duì)該段線路的路基進(jìn)行治理,采取有效的加固措施,保證提速后能達(dá)到規(guī)范設(shè)計(jì)要求。

圖6 旋噴樁加固模型

4 高壓旋噴樁加固路基效果評(píng)價(jià)

目前,對(duì)于路基的常用加固措施有局部換填法、土工合成材料加固法、旋噴注漿法等,前2種方法對(duì)于局部的路基病害表現(xiàn)出很強(qiáng)的適用性,而旋噴注漿法以高壓噴射流直接破壞并加固土體,形成的固結(jié)體強(qiáng)度高,形狀可以控制,能靈活成型,適用于對(duì)既有工程的大范圍治理。由于K2164+800～K2168+600段中列車提速后導(dǎo)致路基沉降值過大,造成了多處路基病害,涉及范圍較廣,因此宜采用高壓旋噴樁注漿加固法治理。在軌道-路基-地基結(jié)構(gòu)模型的基礎(chǔ)上打入旋噴樁,其模型如圖6所示,旋噴樁參數(shù)如表2所示。定義材料的本構(gòu)模型時(shí),采用摩爾庫倫強(qiáng)度計(jì)算準(zhǔn)則。

表2 旋噴樁參數(shù)

旋噴樁可置換路基中承載力較差的土體,有效改善土體的壓縮性能,并提高土體強(qiáng)度,列車經(jīng)過后,能有效抑制路基土體的豎向位移[12]。通過控制變量法,對(duì)旋噴樁的豎向角、樁長、樁間距等設(shè)計(jì)參數(shù)進(jìn)行方案比選,依據(jù)K2164+800～K2168+600段線路的典型斷面的工程概況,得出旋噴樁的最優(yōu)設(shè)計(jì)方案參數(shù)為樁長度8 m、樁間距2 m、傾斜角度60°。采用這種方案對(duì)路基加固治理,再施加不同列車運(yùn)行速度下的動(dòng)載荷,通過數(shù)值模擬計(jì)算路基表面的豎向最大位移,并對(duì)治理后的效果進(jìn)行合理評(píng)價(jià)。在不同的列車設(shè)計(jì)時(shí)速下,治理前后的路基表面豎向動(dòng)位移計(jì)算結(jié)果如表3所示。

表3 不同列車速度的豎向位移計(jì)算結(jié)果

通過治理前后對(duì)比發(fā)現(xiàn),路基表面豎向位移減小率為12%～17%,說明旋噴樁對(duì)于路基表面豎向位移有明顯的抑制效果。當(dāng)列車的設(shè)計(jì)時(shí)速為140 km·h-1時(shí),路基表面豎向位移為1.98 mm,滿足設(shè)計(jì)規(guī)范變形允許值的要求;當(dāng)列車設(shè)計(jì)時(shí)速提升至160 km·h-1時(shí),豎向位移超出2 mm的限值。因此,采用斜向高壓旋噴樁法加固后,路基承載性能增強(qiáng),列車可提速至140 km·h-1。

5 結(jié) 論

本文利用MIDAS GTS/NX有限元軟件建立軌道-路基-地基三維計(jì)算模型,施加不同列車動(dòng)載荷,得到路基豎向位移的時(shí)程曲線及變化規(guī)律。結(jié)論如下:

1) 單雙線列車運(yùn)行時(shí),路基豎向位移時(shí)程曲線呈現(xiàn)出相似的變化趨勢(shì)。單線列車運(yùn)行時(shí)在第0.4和0.7 s出現(xiàn)峰值,雙線列車運(yùn)行時(shí)在第0.4和0.9 s出現(xiàn)峰值,而且第2個(gè)峰值明顯大于第1個(gè)峰值。

2) 當(dāng)單、雙線列車運(yùn)行速度分別超過120、100 km·h-1時(shí),路基表面豎向位移不能滿足規(guī)范要求,需要采取適當(dāng)?shù)穆坊庸谭桨负蠓娇赏ㄐ小?/p>

3) 經(jīng)過斜向高壓旋噴樁加固路基后,列車運(yùn)行時(shí)路基表面豎向位移減小率為12%～17%,效果顯著。當(dāng)列車可提速至140 km·h-1,路基豎向位移仍能滿足規(guī)范要求。