350 km/h高速鐵路有砟軌道基床結(jié)構(gòu)的技術(shù)條件分析

田地，羅強(qiáng)，謝宏偉

(西南交通大學(xué) 土木工程學(xué)院；高速鐵路線路工程教育部重點實驗室，成都 610031)

世界已經(jīng)進(jìn)入高鐵時代，而無砟軌道憑借著高穩(wěn)定性、高平順性等特點成為中國高鐵的主要結(jié)構(gòu)型式，也被廣泛運用于世界范圍內(nèi)。但有砟軌道并未就此退出歷史舞臺，法國高鐵仍以其作為主要軌道結(jié)構(gòu)型式。事實證明，有砟軌道具有滿足高速列車運行的能力。相較于混凝土軌道板，有砟道床具有彈性好、維修方便、運行噪音小等特點。尤其在高寒、地震帶等特殊區(qū)域，有砟軌道是一種能滿足技術(shù)性及經(jīng)濟(jì)性的合理選擇。中國正在建設(shè)世界第一條運營速度為350 km/h的有砟鐵路—京張高鐵，其設(shè)計經(jīng)驗尚屬空白[1]。當(dāng)前，針對高鐵有砟結(jié)構(gòu)的研究主要集中在軌道技術(shù)標(biāo)準(zhǔn)及飛砟治理問題，而路基基床的穩(wěn)定是保證線路整體質(zhì)量的前提，研究其設(shè)計技術(shù)條件是必要的，且具有現(xiàn)實意義。

列車運行產(chǎn)生的輪軌作用力傳遞至路基是路基基床結(jié)構(gòu)設(shè)計的先決條件。輪軌作用力通常采用擬靜力法得出，即以表征動力作用程度的動力影響系數(shù)φi乘以列車靜荷載。各國基于不同因素的考慮選取對應(yīng)的φi值，如德國綜合考慮了曲線、軌道狀態(tài)、運行速度、線路類型的影響[2]；日本僅考慮列車速度及鋼軌有無接縫的影響[3]；中國學(xué)者參考研究資料，提出了列車荷載下路基面動應(yīng)力經(jīng)驗公式，并考慮速度的影響。在輪軌作用力下，基床結(jié)構(gòu)一般以強(qiáng)度和變形作為控制指標(biāo)進(jìn)行設(shè)計，如美國、法國鐵路的強(qiáng)度控制法，即基床填料承受的動應(yīng)力不大于其允許動強(qiáng)度；日本鐵路則通過控制路基面動變形不超過2.5 mm來保障列車高速運行的安全及平穩(wěn)[4]。隨著列車速度的不斷增加，基床承受的荷載增大、頻率加快，其長期穩(wěn)定性成為設(shè)計的主要考慮因素。張千里[4]提出以臨界體積應(yīng)變作為控制指標(biāo)，以保證填料在長期荷載下不發(fā)生累積變形效應(yīng)；劉曉紅等[5]、周文權(quán)等[6]分別研究了紅黏土以及粗粒土在長期循環(huán)荷載下的累積變形規(guī)律。綜上所述，學(xué)者們對基床結(jié)構(gòu)設(shè)計進(jìn)行了大量研究分析，且中國現(xiàn)有規(guī)范也從結(jié)構(gòu)受力、級配選擇、壓實度等方面給出了相應(yīng)分析及標(biāo)準(zhǔn)。但應(yīng)對今后更高速度的鐵路線建設(shè)，仍存在部分問題急需解決，例如，φi的選取未能體現(xiàn)車輛與軌道間相互作用及軌道結(jié)構(gòu)型式的影響；設(shè)計采用的單輪載作用模式不能反映路基中存在的荷載疊加效應(yīng)；基床結(jié)構(gòu)設(shè)計指標(biāo)多以半理論、半經(jīng)驗公式為支撐，造成技術(shù)條件標(biāo)準(zhǔn)單一化，經(jīng)濟(jì)性欠佳。

基于上述問題，針對350 km/h高鐵有砟軌道，建立車輛-軌道-路基垂向動力學(xué)模型；采用德國低干擾軌道譜進(jìn)行仿真計算，分析列車不同速度下的路基動力響應(yīng)及φi分布特征規(guī)律；根據(jù)典型高速動車組車輛的軸間距參數(shù)特點，對比了單、雙軸荷載模式下路基承受列車荷載的分布情況，明確列車荷載作用模式；討論了循環(huán)荷載下粗粒土填料累積變形狀態(tài)閾值與荷載水平的關(guān)系，并闡明了不同等級鐵路路基各結(jié)構(gòu)層對應(yīng)累積變形狀態(tài)的設(shè)計控制要求；以填料動強(qiáng)度、長期動力穩(wěn)定性及循環(huán)變形為設(shè)計三原則，K30為主要設(shè)計參數(shù)，提出適于350 km/h有砟基床雙層結(jié)構(gòu)型式的技術(shù)條件標(biāo)準(zhǔn)建議。

1 路基承受列車荷載作用效應(yīng)

1.1 路基承受列車動力效應(yīng)類別

采用動力影響系數(shù)φi表征列車動力效應(yīng)，如式(1)所示。

Pd=Ps·φi

(1)

式中：Pd為動輪載力；Ps為靜輪載力。

大量研究顯示，φi自鋼軌沿深度不斷衰減?？紤]一定的安全儲備且方便計算傳遞至路基的輪軌作用力大小，遂假定路基面以下φi保持不變，并根據(jù)基床結(jié)構(gòu)不同功能需求將路基承受的列車動力效應(yīng)分為兩類：反映路基結(jié)構(gòu)可能承受的最大動荷載pdj，對應(yīng)極限動力影響系數(shù)φ1；反映路基結(jié)構(gòu)長期工作中承受頻率最大的常遇動荷載pdc，對應(yīng)常遇動力影響系數(shù)φ2。

1.2 車輛-軌道-路基耦合動力效應(yīng)

文獻(xiàn)[7]將列車在軌道上的運動描述為各系統(tǒng)間相互的動力學(xué)作用過程，與軌道結(jié)構(gòu)型式、車輛、軌道狀態(tài)等因素有關(guān)。因此，建立車輛-軌道-路基垂向耦合動力學(xué)模型進(jìn)行分析，結(jié)構(gòu)簡圖如圖1所示[8]。

圖1 車輛-軌道-路基耦合動力學(xué)垂向模型Fig.1 Vertical model of vehicle-track-subgrade coupling

1)車輛參數(shù) 基于CRH380A型車，整車為以懸掛彈簧-阻尼元件連接的各質(zhì)量塊組成(車體-轉(zhuǎn)向架-輪對)的整車兩系懸掛模型，參數(shù)見表1。

表1 CRH380A型車輛參數(shù)Table 1 CRH380A vehicle parameters

2)有砟軌道-路基參數(shù) 將鋼軌看作連續(xù)彈性點支承的無限長梁，軌下各結(jié)構(gòu)以軌枕支點為單位沿縱向被離散。支承單元以質(zhì)量元件、彈簧-阻尼元件作為反映不同部分的作用關(guān)系。通過引入剪切剛度和剪切阻尼，考慮道床內(nèi)部嵌擠與剪切作用。有砟軌道及路基參數(shù)見表2。

表2 有砟軌道-路基參數(shù)Table 2 Tracks-subgrade parameters

3)軌道不平順譜 路基動力響應(yīng)主要受軌道高低不平順影響，采用德國低干擾軌道譜的高低不平順功率譜密度函數(shù)Sv(Ω)作為軌道不平順系統(tǒng)激勵，如式(2)所示。

(2)

式中：Av為粗糙度常數(shù)；Ωc、Ωr為截斷頻率，具體參數(shù)見表3。

表3 德國低干擾軌道譜功率譜密度函數(shù)參數(shù)Table 3 German low-interference vertical profile PSD function parameters

根據(jù)式(2)計算頻譜幅值，采用MC方法生成隨機(jī)相位，基于傅里葉逆變換得出對應(yīng)的時域模擬樣本，如圖2所示。

圖2 軌道高低不平順模擬結(jié)果Fig.2 Vertical profile irregularity

采用MATLAB平臺，結(jié)合上述模型仿真模擬車輛在德國低干擾高低不平順譜下運行。當(dāng)軌道長度大于100 m后，計算結(jié)果幾乎不受運行距離的影響[8]，因此，綜合考慮計算時間及統(tǒng)計樣本量因素，取軌道長度為160 m，除去兩邊各30 m的邊界長度及車輛前輪與后輪軸間距約20 m后，實際模擬車輛直線運行為80 m；軌枕扣件節(jié)點134個；截取波長為0.5～200 nm；鋼軌截取前333階模態(tài)；整個系統(tǒng)自由度為1 675。模擬車輛以不同速度v運行，得到各扣件節(jié)點正下方路基面承受的最大動力荷載，單扣件節(jié)點傳遞至路基面受力面積按道床壓力35°擴(kuò)散計算，則路基面承受動應(yīng)力如表4所示，其結(jié)果隨著速度增大而增大。

表4 路基面動應(yīng)力統(tǒng)計參數(shù)Table 4 Subgrade surface dynamic stress statistical parameters

以速度0 km/h為基準(zhǔn)，計算不同速度v下路基承受列車荷載動力影響系數(shù)φi。v=350 km/h時，沿線路縱向的路基φi統(tǒng)計分布情況如圖3所示。

圖3 350 km/h下路基面φi統(tǒng)計結(jié)果Fig.3 350 km/h subgrade surfaceφi statistical

通過SPSS軟件進(jìn)行K-S檢驗，v=350 km/h時的φi服從對數(shù)正態(tài)分布，即ln(φi)～N(0.347,0.1742)，K-S檢驗結(jié)果如表5所示?；趯α熊噭恿π?yīng)類別的區(qū)分，取單側(cè)(右截斷)保證率50%的均值μ作為常遇動力系數(shù)，即φ2=1.41；取單側(cè)(右截斷)保證率為97%的分位值φ1=1.96作為極限動力系數(shù)。仿真計算結(jié)果更能體現(xiàn)不同列車速度對路基承受動力作用的影響，較現(xiàn)行規(guī)范單一沖擊系數(shù)的規(guī)定，其結(jié)果更具經(jīng)濟(jì)性。

表5 K-S檢驗結(jié)果Table 5 K-S test results

1.3 列車荷載模式

列車荷載下路基動力效應(yīng)分布特征與軸重、軸間距、軸數(shù)有關(guān)[9]。CRH380A型車轉(zhuǎn)向架軸距為2.5 m，而前后車相鄰輪軸軸距約6 m。因此，僅需考慮同一轉(zhuǎn)向架兩輪載的相互作用對路基動力響應(yīng)的影響。

通常假設(shè)路基為半空間彈性體，并采用Boussinesq公式計算路基承受的列車荷載。由于路基填料為松散碎石土，變形模量差異不大，可不考慮厚度當(dāng)量代換，且結(jié)果更為安全。計算時選擇從軌枕底部開始，單輪載力作用于軌枕正上方時，基于Gauss函數(shù)法[9]得到5根軌枕分擔(dān)的比值。多個單輪載作用效應(yīng)的代數(shù)疊加即為多輪載作用效應(yīng)。

將軸距由2 500 mm縮減至2 400 mm，與4倍匹配軌枕間距(600 mm)相匹配，這樣方便計算，且路基面應(yīng)力計算結(jié)果對于設(shè)計偏于安全，誤差在2%以內(nèi)[10]，將此命名為“動車組2Z2400荷載模式”，如圖4所示。

圖4 動車組2Z2400荷載模式

由此計算350 km/h時單軸荷載模式與2Z2400荷載模式下路基承受荷載沿深度變化情況，結(jié)果如圖5所示。

圖5 路基承受動力效應(yīng)沿深度分布Fig.5 The embankment bears dynamic effects along

計算表明，相較于單軸模式，考慮雙軸疊加的2Z2400荷載模式下路基承受荷載沿深度方向明顯增大。因此，采用2Z2400荷載模式計算路基荷載分布更為安全可靠。

2 粗粒土累積變形狀態(tài)閾值參數(shù)

2.1 累積變形狀態(tài)分類

研究表明，循環(huán)荷載下基床填料承受動荷載大于某臨界動荷載時，填料累積變形逐漸累積且不收斂，直至最終破壞。為了研究高速鐵路粗粒土填料的累積變形演化狀態(tài)特征，劉鋼等[11]進(jìn)行了室內(nèi)單元模型試驗。試驗表明，可由負(fù)冪函數(shù)擬合填料累積變形，速率v(N)與荷載作用次數(shù)N的關(guān)系式，如式(3)所示。

v(N)=C·N-λ

(3)

式中：λ為變形速率冪指數(shù)；C為常數(shù)。

逐級增加動荷載p，直至填料破壞，進(jìn)而得到λ-p曲線，如圖6所示(壓實系數(shù)Kh=1.0)。根據(jù)負(fù)冪函數(shù)性質(zhì)，以λ為指標(biāo)劃分粗粒土累積變形狀態(tài)，即快速穩(wěn)定狀態(tài)(λ≥2)、緩慢穩(wěn)定狀態(tài)(1≤λ<2)、緩慢破壞狀態(tài)(0<λ<1)、快速破壞狀態(tài)(λ≤0)，狀態(tài)閾值分別為快速穩(wěn)定荷載閾值p1(λ=2)、緩慢穩(wěn)定荷載閾值p2(λ=1)、快速破壞荷載閾值p3(λ=0)。p=p3時，填料出現(xiàn)明顯的破壞特征，即認(rèn)為p3為粗粒土填料動極限承載力pd。為表征緩慢穩(wěn)定狀態(tài)下累積變形演化快慢，可將緩慢穩(wěn)定狀態(tài)等分為3種亞狀態(tài)，即輕微時間效應(yīng)變形狀態(tài)(1.67<λ<2)、微弱時間效應(yīng)變形狀態(tài)(1.33<λ<1.67)、中等時間效應(yīng)變形狀態(tài)(1<λ<1.33)，對應(yīng)的荷載閾值分別為pl1(λ=1.67)和pl2(λ=1.33)。

圖6 粗粒土λ-p關(guān)系曲線Fig.6 Coarse soil λ-p relationship

2.2 累積變形狀態(tài)與荷載水平閾值的關(guān)系

熊勇等[12]提出以荷載水平劃分壓實填料的累積變形狀態(tài)，定義荷載水平α為施加動荷載p與動極限承載力pd的比值如式(4)所示。

α=p/pd

(4)

由文獻(xiàn)[9]中經(jīng)驗式(5)和式(6)推算壓實填料在模型試驗實測K30=380 MPa/m時，動極限承載力p′d=2[pd]=834 kPa，模型試驗測得動極限承載力p″d=715 kPa，相對誤差僅為16.6%，故可取p′d與p″d的平均值作為pd的真實值，即pd=775 kPa。

[p0](kPa)=2.4K30(MPa/m)+15

(5)

[pd]=0.45[p0]

(6)

式中：[p0]為填料靜允許承載力；[pd]為填料動允許承載力。

由此得到典型粗顆粒土填料荷載水平閾值分別為：快速穩(wěn)定荷載水平閾值α1=6.13%、輕微時間效應(yīng)荷載水平閾值αl1=10.65%、微弱時間效應(yīng)荷載水平閾值αl2=16.36%、中等時間效應(yīng)荷載水平閾值α2=23.70%及快速破壞荷載水平閾值α3=100%，λ-α變化關(guān)系如圖7所示。

圖7 粗粒土λ-α關(guān)系曲線Fig.7 Coarse soil λ-α relationship

由式(4)～式(6)及荷載水平閾值αi可得壓實填料的荷載閾值pi(kPa)與K30(MPa/m)的關(guān)系，如式(7)所示。

pi=αi(2.16K30+13.5)

(7)

3 基床結(jié)構(gòu)設(shè)計方法

3.1 確定基床厚度

基床實質(zhì)是列車循環(huán)荷載作用下路基顯著的累積變形效應(yīng)區(qū)，其厚度與基床以下填料性質(zhì)密切相關(guān)。熊勇等[12]認(rèn)為，快速穩(wěn)定狀態(tài)即對應(yīng)完全彈性狀態(tài)，即無時間效應(yīng)變形狀態(tài)。因此，針對高速鐵路，基床以下填料承受的pdc小于其快速穩(wěn)定閾值p1，如式(8)所示。

pdc≤p1

(8)

3.2 基床結(jié)構(gòu)設(shè)計準(zhǔn)則

1)強(qiáng)度準(zhǔn)則 首先，基床各結(jié)構(gòu)層填料需承受列車運行時產(chǎn)生的動應(yīng)力幅值，則填料承受的極限動荷載pdj小于其[pd]，如式(9)所示。

pdj≤[pd]/K

(9)

式中：K為安全系數(shù)，參考《鐵路路基極限狀態(tài)設(shè)計暫行規(guī)范》[13]，高速有砟鐵路可取1.4。

2)長期穩(wěn)定性準(zhǔn)則 為保證基床填料在列車循環(huán)荷載作用下累積變形速率逐漸收斂，累積變形逐漸趨于穩(wěn)定，且處于正常工作狀態(tài)，則填料承受的pdc小于累積變形處于穩(wěn)定狀態(tài)所對應(yīng)的荷載閾值。

基床填料控制狀態(tài)的選取應(yīng)符合鐵路結(jié)構(gòu)特點及服役要求，區(qū)別于普速鐵路和無砟軌道高鐵，應(yīng)控制高速有砟鐵路基床填料工作狀態(tài)處于微弱時間效應(yīng)穩(wěn)定區(qū)，由式(10)檢算。

pdc≤pl2

(10)

3)循環(huán)變形準(zhǔn)則 在列車運行條件下，為保證列車平穩(wěn)性，路基面不能產(chǎn)生過大的循環(huán)變形S，如式(11)所示。

S≤[S]

(11)

式中：[S]為動變形限制值，對于有砟軌道取1 mm[13];S由基床填料循環(huán)變形及基床以下填料循環(huán)變形構(gòu)成，并假設(shè)基床填料循環(huán)變形占S的90%。

3.3 循環(huán)變形模量

1)剪切模量-剪應(yīng)變的關(guān)系 Hardin-Drnevich[14]黏彈性雙曲線模型能較好地描述粗粒土動應(yīng)力-動應(yīng)變關(guān)系，骨架曲線可采用剪切模量與剪應(yīng)變的關(guān)系表示，如式(12)、式(13)所示。

G/G0=1/(1+γh)

(12)

γh=(1+ae-bγx/γΓ)γx/γΓ

(13)

式中：G為骨干曲線的割線模量；G0為初始模量；γh為修正應(yīng)變；γx為循環(huán)應(yīng)變；γΓ為參考應(yīng)變；a、b均為由試驗確定的參數(shù)。

Vucetic[15]認(rèn)為，在循環(huán)荷載模式下，當(dāng)土體超過臨界體積應(yīng)變閾值后，土骨架發(fā)生改變并發(fā)生累積變形，對大量土體試驗數(shù)據(jù)分析顯示，臨界體積應(yīng)變閾值平均對應(yīng)的土體剪切模量比為0.65。對于粗粒土填料，可認(rèn)為其塑性指數(shù)Ip=0，利用式(12)、式(13)對Vucetic的對應(yīng)數(shù)據(jù)進(jìn)行擬合，得到γΓ=357.4 με，a=0.65，b=1.05。

對于高鐵有砟軌道，基床循環(huán)變形限值為1 mm，循環(huán)變形區(qū)近似取3 m，則ε1=0.033 3%。

2)K30與循環(huán)動模量的關(guān)系 基于彈性假設(shè)，K30試驗的荷載p與變形s的關(guān)系曲線可用式(14)表示。

s=0.79(1-μ2)d·p/E0

(14)

式中：d為圓形承載板直徑，m；μ為土的泊松比，一般取0.21；s=1.25 mm時，板底接觸壓力與豎向變形之比p/s即為K30值；E0為填料彈性模量。

由式(14)可得，E0與K30的關(guān)系式(15)。

E0=0.227K30

(15)

K30試驗中，承載力沿深度影響區(qū)域約為2倍板徑，可認(rèn)為區(qū)域內(nèi)填料變形限值為1.25 mm，占總變形的90%，故K30試驗填料的平均壓縮應(yīng)變ε2約為0.187 5%。

由于二次變形模量Ev2測定的加載方式較K30試驗更接近基床填料承受的循環(huán)荷載作用方式，參考德國鐵路Ev2設(shè)計標(biāo)準(zhǔn)：對于基床表層Ev2/Ev1≤2.3，底層填料Ev2/Ev1≤2.5。故可以認(rèn)為循環(huán)修正K30變形模量Ed0是彈性模量E0的2倍。則填料循環(huán)修正K30變形模量Ed0與K30的關(guān)系，如式(16)所示。

Ed0=2E0=0.454K30

(16)

在一維彈性變形狀態(tài)下，即認(rèn)為土體側(cè)向位移為零時，土體側(cè)壓力系數(shù)K=μ/(1-μ)，并認(rèn)為土的泊松比μ不變，此時，按照廣義胡克定律，土體內(nèi)最大剪切應(yīng)變與豎向壓縮應(yīng)變在數(shù)值上相等，即γmax=ε。

因此，基床填料在循環(huán)變形限值1 mm下的最大剪切應(yīng)變γ1=333 με，K30試驗下的最大剪切應(yīng)變γ2=1 875 με，其對應(yīng)的剪切模量比分別為0.463 1與0.159 7?；蔡盍显谘h(huán)變形限值1 mm下的循環(huán)變形模量Ed為循環(huán)修正K30變形模量Ed0的2.9倍，如式(17)所示。

Ed=2.9Ed0=1.32K30

(17)

3.4 基床設(shè)計步驟

綜上所述，基床結(jié)構(gòu)設(shè)計步驟如圖8所示。

圖8 基床結(jié)構(gòu)設(shè)計步驟Fig.8 Subgrade structure design

4 計算示例

4.1 計算參數(shù)

采用高速鐵路有砟軌道2Z2400荷載模式計算路基承擔(dān)動荷載作用，如圖4所示。設(shè)計速度350 km/h，動力影響系數(shù)取φ1=1.96，φ2=1.41。

采用60.64 kg/m的CHN60鋼軌、長2.6 m的Ⅲ型枕；軌枕間距0.6 m，有效支承長度le=2.18 m，高彈性扣件，重0.171 kN/套；單線道床頂部寬3.6 m，容重17.5 kN/m3，碎石道床厚度0.35 m。

基床采用表層強(qiáng)化的雙層結(jié)構(gòu)，其中，級配碎石基床表層壓實系數(shù)K≥0.97，K30取190 MPa/m；基床底層A、B組填料壓實系數(shù)K≥0.95，K30取90～150 MPa/m；基床以下A、B、C組填料壓實系數(shù)取K≥0.92，K30取70～130 MPa/m。

4.2 基床動荷載分布

列車運行時輪載正下方基床承受動荷載最大，采用Boussinesq公式計算，該截面沿深度方向路基動荷載如表6所示。

表6 不同深度下路基承受動荷載Table 6 The dynamic load of subgrade in different depths

4.3 計算結(jié)果分析

基于上述設(shè)計參數(shù)，將K30作為設(shè)計主要參數(shù)，以動強(qiáng)度、長期動力穩(wěn)定性及循環(huán)變形為設(shè)計原則進(jìn)行350 km/h有砟基床雙層結(jié)構(gòu)設(shè)計，結(jié)果如表7所示。

表7 基床結(jié)構(gòu)設(shè)計組合Table 7 Design combination of subgrade bed

計算表明，長期穩(wěn)定性始終是設(shè)計主控原則，以此保證基床以下填料處于無時間變形效應(yīng)狀態(tài)(λ≥2)、基床填料處于微弱時間變形效應(yīng)狀態(tài)(1.33≤λ≤1.67)?；埠穸扰c基床以下填料性質(zhì)密切相關(guān)，基床以下路基填料K30由70 MPa/m提高到130 MPa/m 時，基床厚度隨之由3.8 m降至2.15 m，當(dāng)K30=110 MPa/m時，計算基床厚度為2.6 m?；驳讓犹盍闲再|(zhì)決定基床表層厚度，當(dāng)基床底層填料K30在90～150 MPa/m范圍變化時，基床表層厚度標(biāo)準(zhǔn)相應(yīng)在0.85～0.30 m變化，K30=130 MPa/m時，基床表層厚度取0.45 m。在路基各結(jié)構(gòu)層填料K30標(biāo)準(zhǔn)相同時，基床結(jié)構(gòu)層設(shè)計厚度較現(xiàn)行規(guī)范要求更具經(jīng)濟(jì)性，并有一定的安全儲備。

5 結(jié)論

基于車輛-軌道-路基耦合動力學(xué)原理，分析高鐵有砟軌道路基面承受列車荷載的特征，以滿足填料結(jié)構(gòu)動強(qiáng)度、長期穩(wěn)定性及路基面循環(huán)變形為設(shè)計原則，K30為主要設(shè)計參數(shù)，開展了350 km/h有砟高速鐵路基床結(jié)構(gòu)技術(shù)條件研究，得出以下結(jié)論：

1)考慮有砟軌道高低不平順的隨機(jī)影響，表征路基承受列車荷載作用的動力影響系數(shù)φki沿縱向服從正態(tài)分布規(guī)律。計算表明，列車以350 km/h運行時，ln(φi)～N(0.347,0.1742)，其中，極限動力影響系數(shù)φ1=1.96和常遇動力影響系數(shù)φ2=1.41可用于反映路基服役期內(nèi)承受的典型動力效應(yīng)。

2)在列車荷載作用下，以保證路基產(chǎn)生的累積變形效應(yīng)區(qū)不超過基床厚度范圍為技術(shù)原則，提出基床以下路基填料的技術(shù)條件。設(shè)計計算表明，路基累積變形效應(yīng)區(qū)與填料性質(zhì)密切相關(guān)，基床以下填料K30≥110 MPa/m時，基床厚度為2.6 m。

3)針對高鐵有砟軌道可周期性維修的技術(shù)特點，以列車荷載作用下基床填料累積變形處于微弱時間效應(yīng)狀態(tài)為控制目標(biāo)，提出了適用于350 km/h有砟高速鐵路雙層基床結(jié)構(gòu)的技術(shù)標(biāo)準(zhǔn)建議：基床厚度取2.6 m，基床表層采用0.45 m厚級配碎石進(jìn)行強(qiáng)化，K30≥190 MPa/m，基床底層采用2.15 m厚A、B組填料，K30≥130 MPa/m。