軌道板縱向溫度變形對(duì)植筋效果影響

路宏遙， 許玉德， 何越磊

（1.同濟(jì)大學(xué) 道路與交通工程教育部重點(diǎn)實(shí)驗(yàn)室，上海 201804；2.同濟(jì)大學(xué) 上海市軌道交通結(jié)構(gòu)耐久與系統(tǒng)安全重點(diǎn)實(shí)驗(yàn)室，上海 201804；3.上海工程技術(shù)大學(xué) 城市軌道交通學(xué)院，上海 201620）

中國鐵路軌道系統(tǒng)（CRTS）Ⅱ型縱連板式無砟軌道是我國高速鐵路常用軌道結(jié)構(gòu)形式之一，預(yù)制軌道板間通過縱向預(yù)應(yīng)力鋼筋連接，降低了軌道板承受垂向溫度梯度作用時(shí)的翹曲變形。由于無砟軌道不同層間界面黏結(jié)性能相對(duì)薄弱，在溫度荷載作用下易產(chǎn)生層間離縫［1］，如不及時(shí)修復(fù)將導(dǎo)致軌道板與下部結(jié)構(gòu)失去協(xié)調(diào)變形的能力［2-3］。為預(yù)防縱連無砟軌道在夏季高溫季節(jié)發(fā)生上拱問題，運(yùn)營線路普遍開展了植筋預(yù)加固作業(yè)［4］，通過錨固體系實(shí)現(xiàn)“高強(qiáng)度混凝土—乳化瀝青砂漿—錨固鋼筋”整體的協(xié)同受力。作為典型的層狀結(jié)構(gòu)，無砟軌道的實(shí)際植筋效果高度依賴于錨固體系黏結(jié)性能［5］。

為研究植筋后結(jié)構(gòu)的受力特點(diǎn)與實(shí)際效果，相關(guān)學(xué)者開展了大量關(guān)于錨固體系的試驗(yàn)研究和仿真分析。關(guān)于植筋錨固方法的可行性研究方面，楊俊等［6］和Liu 等［7］開展了植筋后界面性能的試驗(yàn)研究，明確了植筋錨固可有效提高界面的強(qiáng)度和延性。鐘陽龍等［8］與黃自鵬等［9］建立了無砟軌道植筋錨固有限元模型，確定了最優(yōu)的植筋數(shù)目和植筋位置。對(duì)于植筋錨固施工誤差等方面的影響，郭敬華［10］和李懷珍等［11］分別研究了植筋放置缺陷和不同約束條件下錨固區(qū)域受力特征和應(yīng)力傳遞規(guī)律的改變。鄭新國等［12］分析了無砟軌道臺(tái)后錨固結(jié)構(gòu)隨季節(jié)溫度變化出現(xiàn)伸縮變形超量的原因，提出針對(duì)性的整治方案。袁博等［13］建立了錨固銷釘細(xì)觀分析有限元模型，獲得銷釘?shù)木植渴芰μ匦?。李楊等?4］建立了無砟軌道有限元模型，分析了高溫荷載作用下植筋加固對(duì)無砟軌道變形及損傷的影響規(guī)律。

盡管學(xué)者們對(duì)無砟軌道植筋后結(jié)構(gòu)的受力和變形規(guī)律開展了廣泛的研究，相關(guān)成果對(duì)植筋方案的優(yōu)化和效果的評(píng)價(jià)具有一定的借鑒意義，然而現(xiàn)階段的研究未能充分考慮到錨固體系存在著偏位受載的情況，即已有研究的結(jié)論普遍建立在錨固體系始終處于垂直狀態(tài)的假設(shè)。實(shí)際上，溫度荷載作用下軌道板發(fā)生的縱向伸縮變形［15］勢(shì)必帶動(dòng)錨固鋼筋出現(xiàn)往復(fù)偏位的情況，導(dǎo)致錨固體系的受力狀態(tài)和荷載傳遞路徑與設(shè)計(jì)初衷發(fā)生改變［16］，影響植筋錨固效果的同時(shí)，造成軌道板出現(xiàn)新的損傷。由于服役線路植筋錨固應(yīng)用的時(shí)間較短，關(guān)于軌道板縱向溫度變形引起錨固體系損傷機(jī)理及演變規(guī)律方面的研究相對(duì)匱乏，同時(shí)錨固體系發(fā)生偏位后，植筋膠層與混凝土黏結(jié)界面的細(xì)部受力特征尚不明確，亟待深入開展無砟軌道實(shí)際植筋效果方面的研究。

基于以上，本文首先開展軌道板縱向溫度變形監(jiān)測(cè)，獲得板內(nèi)溫度場(chǎng)與縱向伸縮變形規(guī)律，用以量化錨固鋼筋所發(fā)生的實(shí)際偏位量，然后建立考慮錨固鋼筋存在偏位的無砟軌道精細(xì)化有限元模型，明確溫度荷載作用下錨固區(qū)域的損傷位置與界面脫膠的演化過程，最后分析了錨固體系鋼筋偏位與膠層脫黏耦合作用下的實(shí)際植筋效果。

1 軌道板縱向溫度變形監(jiān)測(cè)

為準(zhǔn)確分析軌道板縱向溫度變形對(duì)實(shí)際植筋效果的影響，選取華東地區(qū)某客運(yùn)專線開展軌道板溫度場(chǎng)與縱向伸縮變形的現(xiàn)場(chǎng)監(jiān)測(cè)。

1.1 現(xiàn)場(chǎng)監(jiān)測(cè)實(shí)施

現(xiàn)場(chǎng)監(jiān)測(cè)所選取的時(shí)段為2019 年1 月至2020年3月，數(shù)據(jù)采樣間隔為 30min一次。為防止高溫脹板問題的出現(xiàn)，工務(wù)部門于2019 年4 月在監(jiān)測(cè)斷面處完成了無砟軌道植筋預(yù)加固工作。植筋錨固時(shí)需在設(shè)計(jì)位置處軌道板表面垂直而下鉆孔到390mm的深度，清孔后注入植筋膠的同時(shí)，垂直旋入長度為350mm 螺紋鋼筋，通過植筋膠將錨固鋼筋與多層軌道結(jié)構(gòu)黏結(jié)。錨固體系貫穿于“軌道板—砂漿層—支承層”3 層結(jié)構(gòu)，并在距離軌道板表面40mm 深度范圍內(nèi)注入植筋膠完成封口，實(shí)現(xiàn)錨固體系與多層結(jié)構(gòu)的協(xié)調(diào)受力與變形。

隨著板內(nèi)溫度的周期性變化，軌道板必然在縱向上發(fā)生相應(yīng)的非線性伸縮變形，體現(xiàn)為夏季高溫時(shí)軌道板伸長，擠壓寬窄接縫處混凝土，冬季低溫時(shí)收縮拉緊縱向預(yù)應(yīng)力鋼筋，如圖1 所示。溫度荷載作用下軌道板的縱向伸縮變形帶動(dòng)植筋處錨固鋼筋發(fā)生不同方向上的往復(fù)偏位。如圖2 所示，高溫季節(jié)時(shí)錨固鋼筋隨軌道板的伸長變形向板端接縫方向發(fā)生偏位，導(dǎo)致錨固體系受力狀態(tài)與設(shè)計(jì)初衷產(chǎn)生差異，出現(xiàn)偏心受載情況而影響植筋加固的實(shí)際效果，并可能加劇軌道板的疲勞損傷。

圖1 軌道板縱向伸縮變形Fig.1 Longitudinal deformation of track slab

圖2 高溫時(shí)錨固鋼筋偏位Fig.2 Deviation of anchor reinforcement at high temperature

為量化表征錨固鋼筋的實(shí)際偏位量，在軌道板板端與接縫連接位置處安裝縱向相對(duì)位移傳感器，如圖3a 所示，位移計(jì)的精度為0.001mm，被壓縮時(shí)輸出為正，表明軌道板縱向伸長擠壓板間接縫。在垂直方向上，位移傳感器布置于距離軌道板上表面高度為40mm 處，與錨固鋼筋的上端位于同一垂直高度，如圖3b所示。所監(jiān)測(cè)斷面軌道板實(shí)際植筋錨固位置靠近板端接縫處，如圖3c所示，故可認(rèn)為軌道板與寬窄接縫間縱向相對(duì)位移變化量為所植入錨固鋼筋上端的偏位變形值，相對(duì)位移的監(jiān)測(cè)值表征了軌道板縱向溫度變形對(duì)錨固鋼筋偏位量的影響。同時(shí)，采用打孔埋入溫度傳感器的方式，分別于軌道板的表面與底面（距離板表深度200mm 處）布設(shè)精度為0.01℃的PT-100型接觸式溫度傳感器，同步獲取板內(nèi)溫度場(chǎng)的分布規(guī)律。

圖3 錨固鋼筋的偏位量監(jiān)測(cè)方法Fig.3 Monitoring method of deviation of anchor reinforcement

1.2 監(jiān)測(cè)數(shù)據(jù)統(tǒng)計(jì)分析

溫度場(chǎng)監(jiān)測(cè)結(jié)果表明，軌道板內(nèi)部最高平均溫度在夏季升高至 51.11℃，最大正溫度梯度為99.55℃·m-1；最低平均溫度在冬季降低至 0.93℃，最小負(fù)溫度梯度為-49.70℃·m-1。板內(nèi)平均溫度年變化量超過50℃，且正負(fù)溫度梯度極值均超過《高速鐵路設(shè)計(jì)規(guī)范》的設(shè)計(jì)值［17］。隨著板溫的周期性變化，軌道板整體呈現(xiàn)出夏季伸長與冬季收縮的動(dòng)態(tài)變形特征，監(jiān)測(cè)期間軌道板縱向總伸縮變形量達(dá)到了0.946mm（見圖4）。值得注意的是，在2019 年6—9月期間，軌道板平均每日的縱向伸縮變形量明顯小于全年平均每日伸縮變形量，如圖5 所示。在持續(xù)高溫時(shí)段，板內(nèi)所積蓄的能量難以充分通過縱向伸縮變形釋放，這是縱連軌道結(jié)構(gòu)易發(fā)生軌道板上拱變形和接縫破壞的客觀設(shè)計(jì)原因［18］，也說明了工務(wù)部門在防脹期前完成預(yù)加固整治和高溫天氣增加線路添乘檢查工作的必要性［19］。

圖4 監(jiān)測(cè)數(shù)據(jù)分析Fig.4 Analysis of monitoring data

圖5 縱向溫度變形日均值Fig.5 Daily mean of longitudinal deformation

以錨固鋼筋植入軌道結(jié)構(gòu)的時(shí)刻作為相對(duì)位移分析的基準(zhǔn)點(diǎn)，此時(shí)植筋體系處于垂直無偏位的狀態(tài)。由分析可知，在夏季高溫時(shí)軌道板縱向伸長量達(dá)到最值，對(duì)應(yīng)錨固鋼筋上端向板端方向的偏位峰值為0.459mm；在冬季低溫時(shí)軌道板縱向收縮量達(dá)到最值，對(duì)應(yīng)錨固鋼筋上端向板中方向的偏位峰值為0.487mm。假設(shè)錨固體系與下端支承層相對(duì)固定，錨固鋼筋在垂向深度范圍內(nèi)對(duì)應(yīng)的偏位量自上而下線性遞減。

2 考慮鋼筋偏位的錨固體系精細(xì)化模型

無砟軌道各層結(jié)構(gòu)材料均具有典型的彈塑性非線性特征，若采用線彈性本構(gòu)關(guān)系定義其力學(xué)行為，難以表征溫度荷載作用下局部或整體的塑性損傷特點(diǎn)，也無法對(duì)結(jié)構(gòu)敏感位置的損傷進(jìn)行定量判斷。為分析軌道板縱向伸縮變形對(duì)植筋錨固效果的影響，將微平面理論與宏觀混凝土塑性屈服的D-P 模型（Drucker-Prager Model）耦合［20-21］，建立CRTSⅡ型板式無砟軌道植筋錨固精細(xì)化分析有限元模型。

2.1 模型建立與參數(shù)設(shè)置

結(jié)合現(xiàn)場(chǎng)單塊軌道板靠近板端位置共植入6根錨固鋼筋的實(shí)際情況，建立了包括軌道板、寬窄接縫、砂漿層、支承層和錨固體系的無砟軌道空間精細(xì)化分析模型。計(jì)算時(shí)為消除邊界效應(yīng)，共建立長度為5塊軌道板范圍的有限元模型并對(duì)模型兩端施加縱向?qū)ΨQ約束，選取中間2 塊軌道板為研究對(duì)象進(jìn)行受力變形分析，如圖6所示。

圖6 精細(xì)化有限元模型Fig.6 Refined finite element model

軌道板、寬窄接縫和支承層等采用混凝土塑性-損傷耦合模型進(jìn)行模擬，砂漿層材料的黏彈性特征基于Maxwell 模型和Kelvin-Voigt 模型串聯(lián)構(gòu)成的Burgers 模型，通過Prony 級(jí)數(shù)轉(zhuǎn)化實(shí)現(xiàn)［22］。結(jié)合無砟軌道層狀結(jié)構(gòu)體系的特征，在軌道板與砂漿層間引入雙線性內(nèi)聚力模型［23-24］進(jìn)行分析。根據(jù)植筋膠的力學(xué)本構(gòu)關(guān)系，采用塑性-損傷模型分析其非線性力學(xué)特性［25］，并將植筋膠層與混凝土界面間在重疊節(jié)點(diǎn)處耦合橫縱向自由度，利用COMBIN39非線性彈簧單元模擬黏結(jié)界面的垂 向黏結(jié)-滑移關(guān)系，模型材料參數(shù)選取見表1。

表1 模型材料參數(shù)設(shè)置Tab.1 Parameters of model material settings

監(jiān)測(cè)斷面處軌道板施工縱連鎖定溫度約為25℃，結(jié)合板溫監(jiān)測(cè)數(shù)據(jù)，在仿真分析中的不利高溫工況設(shè)置為軌道板整體升溫30℃與正溫度梯度100℃·m-1的耦合荷載，不利低溫工況設(shè)置為軌道板整體降溫30℃與負(fù)溫度梯度-50℃·m-1的耦合荷載。基于軌道板實(shí)測(cè)縱向相對(duì)位移的變化范圍，在分析軌道板縱向溫度變形所引起錨固鋼筋偏位時(shí)，設(shè)置錨固鋼筋能夠向板中與板端方向所能達(dá)到的最大縱向偏位量均為0.5mm。

2.2 鋼筋偏位下高溫時(shí)植筋膠層損傷

為明確夏季高溫時(shí)錨固鋼筋向板端方向出現(xiàn)偏位后植筋膠層的損傷特性，在錨固鋼筋上端依次施加相應(yīng)的偏位量。分析可知，錨固鋼筋未發(fā)生偏位時(shí)，植筋膠層無明顯損傷，最大損傷峰值僅為0.323×10-3；當(dāng)錨固鋼筋向板端方向偏位位移量達(dá)到0.5mm時(shí)，植筋膠層的損傷峰值達(dá)到0.989，上部密封40mm 深度范圍內(nèi)的植筋膠幾乎完全失效，如圖7 所示，圖中D為材料總體強(qiáng)度損傷。高溫荷載作用下植筋膠層的損傷峰值隨錨固鋼筋偏位位移的增加逐步增大，并呈現(xiàn)出自上而下的損傷演變規(guī)律。因植筋膠層與混凝土的黏結(jié)界面最先出現(xiàn)損傷，錨固體系將出現(xiàn)脫膠失效的問題，如圖8所示，將導(dǎo)致植筋膠層與混凝土的有效黏結(jié)面積逐步減少，這也與現(xiàn)場(chǎng)調(diào)研中發(fā)現(xiàn)的實(shí)際問題相吻合。

圖7 高溫荷載下錨固體系損傷演變Fig.7 Damage evolution of anchorage system under high temperature load

圖8 高溫荷載下?lián)p傷峰值Fig.8 Peak damage under high temperature load

2.3 鋼筋偏位下低溫時(shí)植筋膠層損傷

為明確冬季低溫時(shí)錨固鋼筋向板中方向出現(xiàn)偏位后植筋膠層的損傷特性，在錨固鋼筋上端依次施加相應(yīng)的偏位量。分析可知，在低溫荷載作用下，錨固鋼筋未發(fā)生偏位時(shí)植筋膠層也出現(xiàn)了明顯的受拉損傷，損傷值達(dá)到0.108。隨著錨固鋼筋向板中偏位位移的增加，植筋膠層損傷峰值逐步增大，如圖9所示。與高溫荷載作用下植筋膠層由上到下發(fā)生損傷的演化趨勢(shì)相同，當(dāng)偏位位移達(dá)到0.5mm 時(shí)，植筋膠層損傷峰值達(dá)到了0.997。植筋膠的開裂加劇了界面的脫膠速率，且在上部密封區(qū)域植筋膠的開裂風(fēng)險(xiǎn)最高，如圖10所示。

圖9 低溫荷載下錨固體系損傷演變Fig.9 Damage evolution of anchorage system under low temperature load

圖10 低溫荷載下?lián)p傷峰值Fig.10 Peak damage under low temperature load

3 錨固體系偏位與脫膠耦合作用下植筋效果

錨固鋼筋的偏位直接導(dǎo)致了結(jié)構(gòu)的偏心受載，植筋膠層和混凝土界面的脫膠極大削弱了錨固體系協(xié)調(diào)變形的能力。軌道板縱向溫度變形所引起的錨固鋼筋偏位與界面脫膠的問題導(dǎo)致結(jié)構(gòu)的受力狀態(tài)和傳力機(jī)制與錨固體系的設(shè)計(jì)初衷發(fā)生改變，抑制高溫上拱效果受到影響的同時(shí)，軌道板更易在植筋區(qū)域出現(xiàn)疲勞損傷。

3.1 耦合分析工況設(shè)置

結(jié)合植筋膠層在軌道結(jié)構(gòu)垂向自上而下?lián)p傷演化的規(guī)律，分別設(shè)置了考慮錨固鋼筋偏位和不同深度脫膠耦合作用下的共7種分析工況，如圖11所示，不同工況所對(duì)應(yīng)的的現(xiàn)場(chǎng)實(shí)際情況如表2所示?；谒⒌腃RTSⅡ型縱連板式無砟軌道植筋精細(xì)化分析模型，利用生死單元法模擬錨固體系不同深度脫膠的工況。

表2 偏位與脫膠耦合工況設(shè)置Tab.2 Coupling condition setting of deviation anddegumming

圖11 偏位和脫膠工況模擬Fig.11 Simulation of deviation and degumming conditions

3.2 軌道板損傷影響分析

錨固鋼筋未發(fā)生偏位時(shí)，軌道板無明顯損傷發(fā)生，整體服役狀態(tài)良好。當(dāng)錨固鋼筋偏位量達(dá)到0.5mm 后，軌道板出現(xiàn)了沿植筋孔周向延伸的損傷情況，混凝土最大損傷值達(dá)到0.013，如圖12 所示。隨著脫膠深度的增加，軌道板的最大損傷量呈現(xiàn)出小幅下降趨勢(shì)，主要原因是脫膠導(dǎo)致錨固鋼筋的有效偏位量下降，結(jié)構(gòu)偏心受載的不利影響降低；當(dāng)膠脫深度超到200mm后，錨固體系與軌道板無直接作用區(qū)域，脫膠深度的增加對(duì)軌道板損傷影響趨于平緩，最終損傷值降低至0.011以下，如圖13所示。相比較于植筋膠層與混凝土界面發(fā)生脫膠的問題，錨固鋼筋發(fā)生偏位對(duì)軌道板結(jié)構(gòu)損傷的影響更為明顯，其往復(fù)偏位是造成植筋位置處軌道板疲勞破壞的主要原因之一。

圖12 鋼筋偏位后軌道板損傷值Fig.12 Damage of track slab after steel bar deviation

圖13 不同工況下軌道板損傷峰值Fig.13 Peak damage of track slab under different conditions

3.3 抑制軌道板上拱效果影響分析

縱連無砟軌道進(jìn)行植筋錨固的最主要目的是抑制軌道板在高溫季節(jié)出現(xiàn)上拱的問題，錨固鋼筋偏位和界面脫膠情況的出現(xiàn)勢(shì)必對(duì)錨固體系抑制軌道板上拱的效果產(chǎn)生不良影響。選取軌道板最大上拱斷面進(jìn)行分析，當(dāng)錨固體系處于理想的無偏位與脫膠情況時(shí)，軌道板高溫時(shí)上拱變形峰值僅為0.312mm。當(dāng)錨固鋼筋偏位量達(dá)到0.5mm后，軌道板上拱峰值僅增大了4.81%，如圖14所示。錨固鋼筋的偏位發(fā)生后，雖然結(jié)構(gòu)存在著偏心受載的問題，但“混凝土—乳化瀝青砂漿—錨固鋼筋”仍然能夠保持著較好的整體協(xié)同受力與變形能力。

圖14 軌道板上拱位移Fig.14 Arch displacement of track slab

隨著植筋膠層與混凝土界面脫膠深度增加，軌道板上拱量不斷增大，錨固體系限制軌道板上拱變形能力逐漸降低，如圖15 所示。當(dāng)脫膠深度達(dá)到200mm 后，即植筋膠層與混凝土界面在軌道板深度范圍內(nèi)完全脫膠，軌道板最大上拱量達(dá)到了0.740mm，較理想的未發(fā)生偏位與脫膠工況時(shí)增大了137.18%。植筋膠層與軌道板的脫黏失效極大地削弱了多層結(jié)構(gòu)協(xié)調(diào)變形的能力，說明了無砟軌道作為典型的層狀結(jié)構(gòu)體系，植筋錨固抑制軌道板上拱效果的高度依賴于錨固體系的有效黏結(jié)面積。

圖15 不同工況下軌道板上拱位移峰值Fig.15 Peak value of upper arch of track slab under different conditions

4 結(jié)論

開展軌道板溫度變形監(jiān)測(cè)，基于實(shí)測(cè)數(shù)據(jù)建立無砟軌道結(jié)構(gòu)植筋錨固空間精細(xì)化有限元模型，分析了軌道板縱向溫度變形對(duì)實(shí)際植筋效果的影響，研究結(jié)論如下：

（1）實(shí)測(cè)板內(nèi)溫度荷載存在超過規(guī)范設(shè)計(jì)值的情況，軌道板縱向伸縮變形量可達(dá)0.946mm。軌道板縱向溫度變形將帶動(dòng)錨固鋼筋出現(xiàn)往復(fù)偏位的情況，錨固體系的受力狀態(tài)和荷載傳遞路徑與設(shè)計(jì)初衷發(fā)生改變。

（2）錨固鋼筋縱向偏位加劇了植筋膠層的損傷，在不利溫度荷載下植筋膠層最大損傷值達(dá)到了0.997，且呈現(xiàn)出自上而下的損傷演變規(guī)律，是造成錨固體系脫膠失效的主要原因。

（3）錨固鋼筋發(fā)生偏位將加劇軌道板的損傷，在循環(huán)荷載作用下易造成植筋位置處軌道板的疲勞破壞。錨固體系脫膠后抵抗軌道板上拱變形能力逐漸降低，當(dāng)脫膠深度超過200mm 后，軌道板上拱量增大了137.18%，錨固體系限制軌道板上拱能力完全喪失。

研究可為無砟軌道實(shí)際植筋的效果進(jìn)行準(zhǔn)確評(píng)價(jià)，現(xiàn)場(chǎng)養(yǎng)護(hù)維修方案的制定應(yīng)以恢復(fù)錨固體系的設(shè)計(jì)受力狀態(tài)為目標(biāo)，科學(xué)保證無砟軌道結(jié)構(gòu)的耐久性。

作者貢獻(xiàn)聲明：

路宏遙：試驗(yàn)數(shù)據(jù)分析，模型仿真與論文寫作。

許玉德：研究方法制定，論文框架指導(dǎo)。

何越磊：試驗(yàn)方案制定，試驗(yàn)設(shè)備協(xié)調(diào)。