高速铁路路桥过渡段动力学特性分析及工程试验研究

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高速铁路路桥过渡段动力学特性分析及工程试验研究

西南交通大学 博士学位论文 高速铁路路桥过渡段动力学特性分析及工程试验研究 姓名：罗强 申请学位级别：博士 专业：道路与铁道工程 指导教师：蔡英 20030801

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摘

要

随着行车速度的提高，对轨道的平顺性要求愈加严格。由于路堤与

桥梁 的工程性质迥异，在路桥交界处极易产生严重的轨道不平顺问题。本文根据
路桥过渡段的变形特性，以及车辆／线路相互作用的特点，在综合参考了国内

外有关技术资料的基础上，对高速铁路路桥过渡段的动力学特性进行了理论
分析和工程试验研究，主要工作及结论如下：

１．高速铁路路桥过渡段动力学特性计算分析及评价 在国内最早应用车辆与线路相互作用的动力学理论，全面分析了路桥过
渡段轨面弯折变形、轨道基础刚度变化、行车速度、车辆驶向等因素对高速

铁路路桥过渡段动力学特性的影响规律。计算结果表明，由路桥结构的工后 沉降差引起的轨面弯折变形是影响高速列车安全与舒适运行的主要因素，应 重点处理：由路桥间刚度差引起的轨道基础刚度的变化对高速行车的影响不
显著，不成为控制条件；车辆进出路桥过渡段的动力学特性指标变化不大， 列车的驶向不起制约作用；以本文建立的动力学特性评价指标（初步）的控 制值为目标函数，可得不同速度等级的路桥过渡段不平顺控制标准（轨面弯 折角）为：Ｖ＝１６０ｋｍ／ｈ、口≤５．５‰，Ｖ＝２５０ｋｍ／ｈ、臼≤３‰，Ｖ－３５０ｋｍ／ｂ、目≤

１．ｊ‰，该限值与Ｒ本等相关的研究成果吻合甚好。 ２．高速铁路路桥过渡段结构设计与技术标准
根掘国内外路桥过渡段工程处理措施的有关资料，路桥过渡段动力学特 性分析结果，以及已有的工程实践经验和研究成果，提出了针对不同速度等 级的路桥过渡段结构设计与技术标准，其中的部分内容已纳入了“时速２００

公里新建铁路线桥隧站设计暂行规定”和“京沪高速铁路线桥隧站设计暂行 规定”之中，在秦沈客运专线的建设中得到了应用，其工程效果Ｊ下在接受营 运检验。 ３．土工格栅加筋砾石土变形特性试验研究
在一个长１．ＯｍＸ宽１．ＯｍＸ高２．Ｏｍ的刚性模型箱内，进行了七组改变土

工格栅铺设间距和砾石土压实密度的三向加载大比例模型试验，测试了土工 格栅加筋砾石土试样，在不同侧向压力（柔性水囊侧向加载技术为国内首次

应用）作用下的竖向荷载与变形关系曲线。试验结果表明，铺设土工格栅能
显著减小砾石土试样在竖向荷载作用下的变形，其效果与土工格栅铺设间距

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成反比；提高砾石土的压实密度，能更加显著减小砾石土试样在竖向荷载作
用下的变形：在不易碾压密实的过渡段狭窄区域内铺设土工格栅，可利用土 工格栅加筋结构的抗变形能力，较显著地降低路堤的压密下沉，达到减小路 桥间沉降差的目的。

４．高速铁路路桥过渡段不均匀沉降特性测试
为了研究高速铁路路桥过渡段的不均匀沉降特性，检验提出的高速铁路

路桥过渡段结构设计和技术条件（标准）的适用性，率先在新建铁路济邯线 和秦沈客运专线的４座桥台位置进行了过渡段设计、施工、检测技术，以及
沉降特性的实体测试。测试结果表明，设置过渡段对均化路桥间的不均匀沉 降有良好效果，能达到使路桥问的工后沉降差逐渐过渡的目的；良好地基条 件下（Ｐ．≥１．２ＭＰａ，Ｅ≥１５～２０ＭＰａ，Ｋ、。≥６０～７０ＭＰａ／ｍ），过渡段路堤地基的 总沉降约为路堤高度的０．５％～１．５％，其中的８０％发生在旖工期间，工后沉降

只占２０％；采用优质填料（以级配粒料为主），进行充分压实的过渡段路堤，
其自身的工后沉降十分微小，路基面的沉降主要由地基下沉引起；在地基条

件、填料性质和压实参数等满足设计暂行规定技术标准的情况下，过渡段路
基面的沉降在竣工后的初期发展较快，０．ｊ～１年后就能基本稳定。

５．高速铁路路桥过渡段动力学特性测试
为了研究高速铁路路桥过渡段的动力学特性，检验高速铁路路桥过渡段

工程处理措施的有效性，首次在新建铁路秦沈客运专线的：ｊ座桥台位置，进 行了２种车型共１２７次高速行车条件下的过渡段动力学测试（最高速度达
：｛（）１

ｋｍ／ｈ）。测试结果表明，车辆轴重对路基动力学响应的影响十分显著，列

车编组中轴重最大的车辆对路基的动力作用最强烈，成为路基（动力）设计 的控制条件；路基动应力的速度影响系数最大值为０．００２６９（ｋｍ／ｈ）。，平均值 的９９％上罨信限为０．００１１８（ｋｍ／ｈ）。，均小于０．００３（ｋｍ／ｈ）。的设计控制值；桥 台背设有钢筋混凝土过渡搭板和片石混凝土墩的加筋路堤过渡段结构型式的 过渡效果最好，其次为设有片石混凝土墩的加筋路堤过渡段结构型式，未设 钢筋混凝土过渡搭板和片石混凝土墩的加筋路堤过渡段结构型式，在动应力、 动位移、加速度、动反应模量等方面均未达到理想的过渡形态；车辆的驶向 对过渡段路基的动力学响应无实质性影响。 关键词高速铁路；路基与桥梁过渡段：车辆与线路相互作用：动力学特性；

不均匀沉降；土工格栅加筋砾石土

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Ａｂｓｔｒａｃｔ

Ｗｉｔｈ

ｔｉｌｅ ｉｎｃｒｅａｓｅ ｏｆ ｔｈｅ ｔｒａｉｎ ｒｕｎｎｉｎｇ ｓｐｅｅｄ，ｔｈｅ ｒｅｑｕｉｒｅｍｅｎｔｓ
ｎｌｏｒｅ
ａｒｅ

ｏｎ

ｔｈｅ ｓｍｏｏｔｈｎｅｓｓ

ｏｆ ｔｈｅ ｒａｉｌｓ ｈａｖｅ ｂｅｃｏｍｅ ｅｍｂａｎｋｍｅｎｔｓ ａｎｄ ｂｒｉｄｇｅｓ

ａｎｄ ｍｏｒｅ ｓｔｒｉｃｔ．Ｓｉｎｃｅ ｔｈｅ ｅｎｇｉｎｅｅｒｉｎｇ ｐｒｏｐｅｒｔｉｅｓ ｏｆ
ｕｎｅｖｅｎｎｅｓｓ

ｑｕｉｔｅ ｄｉｆｆｅｒｅｎｔ，ｓｅｒｉｏｕｓ

ｉｓ ｐｒｏｎｅ ｔｏ

ｏｃｃｕｒ

ｉｎ

ｔｈｅ ｌｉｎｋｉｎｇ ｏｆ ｅｍｂａｎｋｍｅｎｔｓ ａｎｄ ｂｒｉｄｇｅｓ．Ｏｎ ｔｈｅ ｂａｓｉｓ ｏｆ ｃｏｎｓｕｌｔｉｎｇ ｔｈｅ ｒｅｌａｔｉｖｅ

ｄｏｍｅｓｔｉｃ ａｎｄ ｅｎｇｉｎｅｅｒｉｎｇ ｅｍｂａｎｋｍｅｎｔ

ｏｖｅｒｓｅａｓ

ｔｅｃｈｎｉｃａｌ ｍａｔｅｒｉａｌｓ，ｔｈｉｓ ｐａｐｅｒ ｃｏｎｄｕｃｔｓ ｔｈｅｏｒｅｔｉｃａｌ ａｎａｌｙｓｉｓ ａｎｄ
ｔｏ

ｔｅｓｔ
ｏｎ

ｓｔｕｄｉｅｓ

ｔｈｅ

ｄｙｎａｍｉｃ
ａｓ

ｐｅｒｆｏｒｍａｎｃｅ

ｏｆ ｔｈｅ

ｂｒｉｄｇｅ／ａｐｐｒｏａｃｈ
ｏｆ ｔｈｅ

ｈｉｇｈ—ｓｐｅｅｄ ｒａｉｌｗａｙ

ｐｅｒ ｔｈｅ

ｄｅｆｏｒｍａｔｉｏｎ

ｏｃｃｕｒｒｅｎｃｅｓ

ｂｒｉｄｇｅ／ａｐｐｒｏａｃｈ ｅｍｂａｎｋｍｅｎｔ ａｎｄ ｔｈｅ ｆｅａｔｕｒｅｓ ｏｆ ｖｅｈｉｃｌｅ—ｔｒａｃｋ ｉｎｔｅｒａｃｔｉｏｎ． １．Ｃａｌｃｕｌａｔｉｏｎ，Ａｎａｌｙｓｉｓ ａｎｄ Ａｓｓｅｓｓｍｅｎｔ ｏｆ ｔｈｅ Ｄｙｎａｍｉｃ Ｐｅｒｆｏｒｍａｎｃｅ ｏｆ ｔｈｅ
Ｂｒｉｄｇｅ／Ａｐｐｒｏａｃｈ Ｅｍｂａｎｋｍｅｎｔ
ｏｎ

Ｈｉｇｈ—Ｓｐｅｅｄ Ｒａｉｌｗａｙ

’Ｆｈｉｓ ｐａｐｅｒ ｈａｓ ｃｏｍｐｒｅｈｅｎｓｉｖｅｌｙ ａｎａｌｙｚｅｄ ｔｈｅ ｅｆｆｅｃｔ ｐａｇｅｍｓ ｏｆ ｔｉｌｅ ｔｈｃｔｏｒｓ ｓｕｃｈ
ａｓ

ｔｈｅ

ｂｅｎｄｉｎｇ

ｄｅｆｏｒｍａｔｉｏｎ

ｏｆ

ｔｈｅ

ｒａｉｌ

ｔｏｐ，ｔｈｅ

ｒｉｇｉｄｉｔｙ

ｃｈａｎｇｅ

ｏｆ

ｔｈｅ

ｒａｉｌ
Ｏｉｌ

ｆｏｕｎｄａｔｉｏｎ，ｔｈｅ ｔｒａｉｎ ｒｕｎｎｉｎｇ ｓｐｅｅｄｓ，ｔｈｅ ｔｒａｉｎ ｒｕｎｎｉｎｇ ｄｉｒｅｃｔｉｏｎ ａｎｄ ｏｔｈｅｒ ｆａｃｔｏｒｓ

ｔｈｅ ｄｙｎａｍｉｃ ｐｅｒｆｏｒｍａｎｃｅ ｏｆ ｔｈｅ ｂｒｉｄｇｅ／ａｐｐｒｏａｃｈ ｅｍｂａｎｋｍｅｎｔ ｏｆ ｈｉｇｈ—ｓｐｅｅｄ ｒａｉｌｗａｙ

ｌｂｒ ｔｈｅ ｆｉｒｓｔ ｔｉｍｅ ｉｎ Ｃｈｉｎａ．Ｔｈｅ ｃａｌｃｕｌａｔｉｏｎ ｒｅｓｕｌｔｓ ｈａｖｅ ｄｅｍｏｎｓｔｒａｔｅｄ ｔｈａｔ ｔｉｌｅ ｒａｉｌ ｔｏｐ ｂｅｎｄｉｎｇ ｄｅｔｂｒｍａｔｉｏｎ ｒｅｓｕｌｔｅｄ ｂｙ ｔｈｅ ｓｅｔｔｌｅｍｅｎｔ ｄｉｆｆｅｒｅｎｃｅ ｏｆ ｔｈｅ ｅｍｂａｎｋｍｅｎｔ ａｎｄ
ｂｒｉｄｇｅ ｉｓ ｔｈｅ ｍａｉｎ ｆａｃｔｏｒ ｔｈａｔ ｅｆｆｅｃｔｓ ｔｈｅ ｓａｆｅ ａｎｄ ｃｏｍｆｏｒｔａｂｌｅ ｒｕｎｎｉｎｇ ｏｆ ｈｉｇｈ ｓｐｅｅｄ

ｔｒａｉｎｓ，ｔｈｅ ｈａｎｄｌｉｎｇ ｏｆ ｗｈｉｃｈ ｓｈｏｕｌｄ ｂｅ ｅｍｐｈａｓｉｚｅｄ；ｔｈｅ ｒｉｇｉｄｉｔｙ ｃｈａｎｇｅｓ ｏｆ ｔｈｅ ｔｒａｃｋ ｆｏｕｎｄａｔｉｏｎｓ ｒｅｓｕｌｔｉｎｇ ｆｒｏｍ ｔｈｅ ｒｉｇｉｄｉｔｙ ｄｉｆｆｅｒｅｎｃｅｓ ｂｅｔｗｅｅｎ ｔｈｅ ｅｍｂａｎｋｍｅｎｔ ａｎｄ
ｂｒｉｄｇｅ

ｓｈｏｕｌｄ

ｎｏｔ

ｂｅｃｏｍｅ ｔｈｅ ｃｏｎｔｒｏｌ ｃｏｎｄｉｔｉｏｎｓ．Ｔｈｅ ｃｈａｎｇｅｓ ｉｎ ｔｈｅ ｉｎｄｅｘｅｓ ｏｆ
ａｒｅ

ｄｙｎａｍｉｃｓ ｐｅｒｆｏｒｍａｎｃｅ

ｎｏｔ

ｂｉｇ ｗｈｅｎ ｔｒａｉｎｓ ｐａｓｓ ｔｈｒｏｕｇｈ ｔｈｅ ｂｒｉｄｇｅ／ａｐｐｒｏａｃｈ
ａ

ｅｌ。ｎｂａｎｋｍｅｎｔ ｏｆ ｈｉｇｈ－ｓｐｅｅｄ ｒａｉｌｗａｙ ａｎｄ ｔｈｅ ｒｕｎｎｉｎｇ ｄｉｒｅｃｔｉｏｎ ｏｆ ｔｒａｉｎｓ ｗｉｌｌ ｎｏｔ ｐｌａｙ ｒｅｓｔｒｉｃｔｉｎｇ ｒｏｌｅ．Ｔａｋｉｎｇ ｔｈｅ ｃｏｎｔｒｏｌ ｖａｌｕｅｓ ｏｆ ｄｙｎａｍｉｃｓ
ａｓ

ｐｅｒｆｏｒｍａｎｃｅ

ａｓｓｃｓｓｍｅｎｔ
ｕｎｅｖｅｎｎｅｓｓ

ｉｎｄｅｘｅｓ ｐｒｅｌｉｍｉｎａｒｉｌｙ ｅｓｔａｂｌｉｓｈｅｄ ｂｙ ｔｈｉｓ ｐａｐｅｒ
ｃｏｎｔｒｏｌ

ｔｈｅ ｔａｒｇｅｔ ｆｕｎｃｔｉｏｎ，ｔｈｅ

ｓｔａｎｄａｒｄｓ（ｒａｉｌ

ｔｏｐ ｂｅｎｄｉｎｇ

ａｎｇｌｅ）ｏｆ ｔｈｅ ｂｒｉｄｇｅ／ａｐｐｒｏａｃｈ ｅｍｂａｎｋｍｅｎｔ ｕｎｄｅｒ

ｄｉｆｆｅｒｅｎｔ ｓｐｅｅｄ ｇｒａｄｅｓ

ａｒｅ：Ｖ＝１６０ｋｍ／ｈ，０≤５．５％０，Ｖ＝２５０ｋｍ／ｈ，０≤３‰，Ｖ＝３５０ｋｍ／ｈ，

麓！∑至
０≤１．５％ｏ．ｗｈｉｃｈ
ｒｅｓｕｌｔｓ。 ２。Ｓｔｒｕｃｔｕｒｅ
ａｒｅ

登塑窒垩盔兰整主堕塞兰堂燕造窭

…．

ｒｅｓｅａｒｃｈ ｖｅｒｙ ｇｏｏｄ ｂｅｃａｕｓｅ ｔｈｅｙ ｔａｌｌｙ ｗｉｔｈ ｔｈｅ ｒｅｌａｔｉｖｅ Ｊａｐａｎｅｓｅ

Ｄｅｓｉｇｎｓ
ｏｎ

ａｎｄ

Ｔｅｃｈｎｉｃａｌ

Ｓｔａｎｄａｒｄｓ

ｏｆ

ｔｈｅ

Ｂｒｉｄｇｅ／Ａｐｐｒｏａｃｈ

Ｅｍｂａｎｋｍｅｎｔ

Ｈｉｇｈ—Ｓｐｅｅｄ Ｒａｉｌｗａｙ

Ｔｈｉｓ ｐａｐｅｒ ｈａｓ ｐｕｔ ｆｏｒｔｈ ｔｈｅ ｓｔｒｕｃｔｕｒｅ ｄｅｓｉｇｎｓ ａｎｄ ｔｅｃｈｎｉｃａｌ ｓｔａｎｄａｒｄｓ ｆｏｒ ｔｈｅ

ｂｒｉｄｇｅ／ａｐｐｒｏａｃｈ ｔｈｅ ｄｙｎａｍｉｃ
ｄｏｍｅｓｔｉｃ ａｎｄ

ｅｍｂａｎｋｍｅｎｔ ｕｎｄｅｒ ｄｉｆｆｅｒｅｎｔ ｓｐｅｅｄｓ ｉｎ ｌｉｇｈｔ ｏｆｔｈｅ ａｎａｌｙｓｉｓ ｒｅｓｕｌｔｓ ｏｆ
ｂｒｉｄｇｅ／ａｐｐｒｏａｃｈ ｅｍｂａｎｋｍｅｎｔ ｂｙ ｔｈｅ ｒｅｌａｔｉｖｅ

ｐｅｒｆｏｒｍａｎｃｅｓ ｏｆ ｔｈｅ
ｏｖｅｒｓｅａｓ

ｍａｔｅｒｉａｌｓ ａｂｏｕｔ ｔｈｅ ｔｒｅａｔｍｅｎｔ ｍｅａｓｕｒｅｓ ｆｏｒ ｔｈｅ ｂｒｉｄｇｅ／ａｐｐｒｏａｃｈ

ｅｍｂａｎｋｍｅｎｔ ａｎｄ ｔｈｅ ｐｒａｃｔｉｃａｌ ｅｘｐｅｒｉｅｎｃｅ ａｎｄ ｒｅｓｅａｒｃｈ ｒｅｓｕｌｔｓ ｏｆ ｔｈｅ ｅｘｉｓｔｉｎｇ

ｐｒｏｊｅｃｔｓ：ｐａｒｔ

ｏｆ

ｔｈｅ

ｃｏｎｔｅｎｔｓ

ｏｆ

ｗｈｉｃｈ

ｈａｖｅ

ｂｅｅｎ

ｐｕｔ

ｉｎｔｏ

ｔｈｅ‘‘ＴｅｍｐｏｒａＩＴ

Ｒｅｑｕｉｒｅｍｅｎｔｓ如‘Ｄｅｓｉｇｎ ｏｆ Ｒａｉｌｗａｙｓ，Ｂｒｉｄｇｅｓ，Ｔｕｎｎｅｌｓ

ａｎｄ Ｓｔａｔｉｏｎｓ

ｏｆ

Ｎｅｗｔｙ Ｂｕｉｌｔ

Ｅｘｐｒｅｓｓ Ｒａｉｈ｜｜，ａｙｓ ｗｉｔｈ ２００ｋｍ／ｈ Ｔｒａｉｎｓ’’ａｎｄ ｔｈｅ“Ｔｅｍｐｏｒａｒｙ Ｒｅｑｕｉｒｅｍｅｎｔｓ。ｆｏ，’Ｄｅｓｉｇｎ

ｔ＇｛”Ｒａｉｌｕ’掣，Ｂｒｉｄｇｅｓ，Ｔｕｎｎｅｌｓ
Ｒａｉｌｕ一妙”．ｗｈｉｃｈ ｈａｓ ｂｅｅｎ

ａｎｄ Ｓｔａｔｉｏｎｓ

ｏｆ

ｔｈｅ

Ｂｅｉｊｉｎｇ－Ｓｈａｎｇｈａｉ Ｈｉｇｈ—Ｓｐｅｅｄ Ｑｉｎｈｕａｎｇｄａｏ—Ｓｈｅｎｙａｎｇ
ａｒｅ

ａｐｐｌｉｅｄ ｉｎ ｔｈｅ ｃｏｎｓｔｒｕｃｔｉｏｎ ｏｆ ｔｈｅ

ｄｅｄｉｃａｔｅｄ ｐａｓｓｅｎｇｅｒ ｌｉｎｅ ａｎｄ ｔｈｅ ｅｎｇｉｎｅｅｒｉｎｇ ｅｆｆｅｃｔｓ ｏｆ ｗｈｉｃｈ ｏｐｅｒａｔｉｏｎ， ３．Ｔｅｓｔｓ
ａｎｄ Ｓｔｕｄｙ
ＯＨ

ｂｅｉｎｇ ｔｅｓｔｅｄ ｂｙ ｉｔｓ

ｔｈｅ Ｄｅｆｏｒｍａｔｉｏｎ Ｐｒｏｐｅｒｔｉｅｓ

ｏｆ

Ｇｅｏｇｒｉｄ－Ｒｅｉｎｆｏｒｃｅｄ

Ｇｒａｖｅｌ
Ｔｈｅ ｇｒｏｕｐｓ ｏｆ ｌａｒｇｅ ｓｃａｌｅ ｍｏｄｅｌ ｔｅｓｔｓ ｔｏ ｃｈａｎｇｅ ｔｈｅ ｌａｙｉｎｇ ｓｅｐａｒａｔｉｏｎ
ａ

ｓｅｖｅｎ

ｉｎｔｅｒｖａｌ ｏｆ ｇｅｏｇｒｉｄ ａｎｄ ｔｈｅ ｃｏｍｐａｃｔ ｄｅｎｓｉｔｙ ｏｆ ｇｒａｖｅｌ ｈａｖｅ ｂｅｅｎ ｃｏｎｄｕｃｔｅｄ ｉｎ

ｒｉｇｉｄ

ｍｏｄｅｌ ｂｏｘ ｗｉｔｈ ｔｈｅ ｓｉｚｅｓ ｏｆ ｌｅｎｇｔｈ ｔ．Ｏｍ“ｗｉｄｔｈ １．Ｏｍｘｈｅｉｇｈｔ １。Ｏｍ ｔｈａｔ ｍｅａｓｕｒｅｄ ａｎｄ
ｔｅｓｔｅｄ ｔｈｅ ｌｏｎｇｉｔｕｄｉｎａｌ ｌｏａｄｓ ａｎｄ ｄｅｆｏｒｍａｔｉｏｎ
ｃｕｒｖｅｓ

ｏｆｔｈｅ ｇｅｏｇｒｉｄ—ｒｅｉｎｆｏｒｃｅｄ ｇｒａｖｅｌ

ｓａｍｐｌｅｓ ｕｎｄｅｒ ｔｈｅ ａｃｔｉｏｎｓ ｏｆ ｄｉｆｆｅｒｅｎｔ ｌａｔｅｒａｌ ｐｒｅｓｓｕｒｅｓ（Ｉｔ ｗａｓ ｔｈｅ ｆｉｒｓｔ ｔｉｍｅ ｆｏｒ ｔｈｅ ｌａｔｅｒａｌ ｌｏａｄ?ｏｎ ｔｅｃｈｎｏｌｏｇｙ ｂｙ ｆｌｅｘｉｂｌｅ ｐｏｃｋｅｔ ｏｆ ｗａｔｅｒ ｔｏ ｂｅ ｕｓｅｄ ｉｎ Ｃｈｉｎａ）．Ｔｈｅ ｔｅｓｔ
ｒｅｓｕｌｔｓ ｈａｖｅ ｄｅｍｏｎｓｔｒａｔｅｄ ｔｈａｔ ｔｈｅ ｌａｙｉｎｇ ｏｆ ｇｅｏｇｒｉｄ
ｃａｎ

ｓｉｇｎｉｆｉｃａｎｔｌｙ ｒｅｄｕｃｅ ｔｈｅ

ｄｅｆｏｒｍａｔｉｏｎ ｏｆ ｔｈｅ ｇｒａｖｅｌ ｓａｍｐｌｅｓ ｕｎｄｅｒ ｔｈｅ ａｃｔｉｏｎｓ ｏｆ ｔｈｅ ｌｏｎｇｉｔｕｄｉｎａｌ ｌｏａｄｓ，ｔｈｅ
ｅｆｆｅｃｔｓ ｏｆ ｗｈｉｃｈ
ａｒｅ

ｉｎｖｅｒｓｅｌｙ ｐｒｏｐｏｒｔｉｏｎａｌ ｔｏ ｔｈｅ ｌａｙｉｎｇ ｓｅｐａｒａｔｉｏｎ ｉｎｔｅｒｖａｌ ｏｆ

ｇｅｏｇｒｉｄ；ｔｈｅ ｄｅｆｏｒｍａｔｉｏｎ ｏｆ ｔｈｅ ｇｒａｖｅｌ ｓａｍｐｌｅｓ ｕｎｄｅｒ ｔｈｅ ａｃｔｉｏｎｓ ｏｆ ｌｏｎｇｉｔｕｄｉｎａｌ ｌｏａｄｓ
ｃａｎ

ｂｅ ｓｉｇｎｉｆｉｃａｎｔｌｙ ｄｅｃｒｅａｓｅｄ ｂｙ ｒａｉｓｉｎｇ ｔｈｅ ｃｏｍｐａｃｔ ｄｅｎｓｉｔｙ ｏｆ ｇｒａｖｅｌ．Ｂｙ ｌａｙｉｎｇ

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ｇｅｏｇｒｉｄ ｉｎ
ａ

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ｎａｌｗｏｗ

ｔｒａｎｓｉｔｉｏｎ ｓｅｃｔｉｏｎ

ａｒｅａ

ｔｈａｔ ｉｓ

ｎｏｔ

ｅａｓｙ ｔｏ ｂｅ ｐｒｅｓｓｅｄ ａｎｄ
ｃａｎ

ｏｆ ｇｅｏｇｒｉｄ ｃｏｍｐａｃｔｅｄ，ｔｈｅ ａｎｔｉ—ｄｅｆｏｒｍａｔｉｏｎ ａｂｉｌｉｔｙ ｏｆ ｔｈｅ ｒｅｉｎｆｏｒｃｅｄ ｓｔｒｕｃｔｕｒｅ

ｓｉｇｎｉ ｆｉｃａｎｔｌｙ ｒｅｄｕｃｅ ｔｉｍ ｃｏｍｐａｃｔｎｅｓｓ ｓｅｔｔｌｅｍｅｎｔ ｏｆ ｔｈｅ ｅｍｂａｎｋｍｅｎｔ ｔｏ ｒｅａｌｉｚｅ ｔｈｅ

ａｎｄ ｂｒｉｄｇｅ． ｐｕｒｐｏｓｅ ｏｆ ｔｈｅ ｓｍａｌｌ ｓｅｔｔｌｅｍｅｎｔ ｄｉｆｆｅｒｅｎｃｅ ｂｅｔｗｅｅｎ ｔｈｅ ｅｍｂａｎｋｍｅｎｔ
４．Ａｃｔｕａｌ Ｍｅａｓｕｒｅｍｅｎｔ ａｎｄ Ｔｅｓｔ ｏｆ ｔｈｅ Ｄｉｆｆｅｒｅｎｔｉａｌ Ｓｅｔｔｌｅｍｅｎｔ Ｐｒｏｐｅｒｔｉｅｓ ｏｆ ｔｈｅ Ｂｒｉｄｇｅ／Ａｐｐｒｏａｃｈ Ｅｍｂａｎｋｍｅｎｔ
ｏｎ

Ｈｉｇｈ—Ｓｐｅｅｄ Ｒａｉｌｗａｙ

Ｉｌｌ ｏｒｄｅｒ ｔＯ ｓｔｕｄｙ ｔｈｅ ｄｉｆｆｅｒｅｎｔｉａｌ ｓｅｔｔｌｅｍｅｎｔ ｐｒｏｐｅｒｔｉｅｓ ｏｆ ｔｈｅ ｂ＾ｄｇｅ／ａｐｐｒｏａｃｈ

ｅｍｂａｎｋｍｅｎｔ

ｏｎ

ｈｉｇｈ—ｓｐｅｅｄ ｒａｉｌｗａｙ ａｎｄ ｔｏ ｔｅｓｔ ｔｈｅ ａｐｐｌｉｃａｂｉｌｉｔｙ ｏｆ ｔｈｅ ｓｔｒｕｃｔｕｒｅ
ｏｎ

ｄｅｓｉｇｎｓ ａｎｄ ｔｅｃｈｎｉｃａｌ ｓｔａｎｄａｒｄｓ ｏｆ ｔｈｅ ｂｒｉｄｇｅ／ａｐｐｒｏａｃｈ ｅｍｂａｎｋｍｅｎｔ

ｈｉｇｈ—ｓｐｅｅｄ

ｒａｉｌｗａｙ．ｗｅ ｗｅｒｅ ｔｈｅ ｆｉｒｓｔ
ｔｈｅ ｆｏｕｒ

ｏｎｅ ｔｏ ｕｓｅ

ｔｈｅ ｄｅｓｉｇｎ，ｃｏｎｓｔｒｕｃｔｉｏｎ ａｎｄ ｃｈｅｃｋ ｔｅｃｈｎｏｌｏｇｙ ｉｎ
ａｓ

ｂｒｉｄｇｅ／ａｐｐｒｏａｃｈ ｅｍｂａｎｋｍｅｎｔ ｏｆ ｔｈｅ ｎｅｗｌｙ ｂｕｉｌｔ ｒａｉｌｗａｙｓ，ｓｕｃｈ Ｌｉｎｅ ａｎｄ

ｔｈｅ

Ｊｉｎａｎ—Ｈａｎｄａｎ

Ｑｉｎｈｕａｎｇｄａｏ—Ｓｈｅｎｙａｎｇ ｄｅｄｉｃａｔｅｄ
ｏｎ

ｐａｓｓｅｎｇｅｒ

ｌｉｎｅｓ，ａｎｄ

ｃｏｎｄｕｃｔｅｄ ｔｈｅ ａｃｔｕａｌ ｍｅａｓｕｒｅｍｅｎｔｓ ａｎｄ ｔｅｓｔｓ

ｔｈｅ ｓｅｔｔｌｅｍｅｎｔ ｐｒｏｐｅｒｔｉｅｓ．Ｔｈｅ ｒｅｓｕｌｔｓ

ｏｆ ｔｈｅ ｍｅａｓｕｒｅｍｅｎｔｓ ａｎｄ
ｅｍｂａｎｋｍｅｎｔ ｗｉｌｌ ｈａｖｅ
ａ

ｔｅｓｔｓ

ｈａｖｅ ｄｅｍｏｎｓｔｒａｔｅｄ ｔｈａｔ ｔｈｅ ｓｅｔ—ｕｐ ｏｆ ｂ ｒｉｄｇｅ／ａｐｐｒｏａｃｈ
ｏｎ

ｖｅｒｙ ｇｏｏｄ ｅｆｆｅｃｔ

ｈｏｍｏｇｅｎｉｚｉｎｇ ｔｈｅ ｄｉｆｆｅｒｅｎｔｉａｌ ｓｅｔｔｌｅｍｅｎｔ

ｂｅｔｗｅｅｎ ｅｍｂａｎｋｍｅｎｔ ａｎｄ ｂｒｉｄｇｅ，ｒｅａｌｉｚｉｎｇ ｔｈｅ ｐｕｒｐｏｓｅ ｏｆ ｔｈｅ ｐｒｏｇｒｅｓｓｉｖｅ ｔｒａｎｓｉｔｉｏｎ ｏｆ

ａｆｔｅｒ－ｃｏｎｓｔｒｕｃｔｉｏｎ ｓｅｔｔｌｅｍｅｎｔ ｄｉｆｆｅｒｅｎｃｅ．Ｕｎｄｅｒ ｔｈｅ ｇｏｏｄ ｆｏｕｎｄａｔｉｏｎ ｏｆ（Ｐ。≥１．２Ｍｐａ，Ｅ ≥１ ５～２０Ｍｐａ，Ｋ３。≥６０～７０Ｍｐａ／ｍ）．ｔｈｅ ｔｏｔａｌ ｓｅｔｔｌｅｍｅｎｔ ｏｆ ｅｍｂａｎｋｍｅｎｔ ｆｏｕｎｄａｔｉｏｎ
ｏｆ ｔｈｅ

ｂｒｉｄｇｅ／ａｐｐｒｏａｃｈ

ｅｍｂａｎｋｍｅｎｔ

ｗａｓ

Ｏ．５％ｔｏ

１．５％ｏｆ ｔｈｅ ｅｍｂａｎｋｍｅｎｔ

ｈｅｉｇｈｔ．８０％ｏｆ ｗｈｉｃｈ ｔｏｏｋ ｐｌａｃｅ ｉｎ ｔｈｅ ｐｅｒｉｏｄ ｏｆ ｔｈｅ ｃｏｎｓｔｒｕｃｔｉｏｎ．２０％ｏｆ ｗｈｉｃｈ ｗａｓ
ａｆｔｅｒ—ｃｏｎｓｔｒｕｃｔｉｏｎ ｓｅｔｔｌｅｍｅｎｔ．Ｔｈｅ ｆｕｌｌｙ
ｈｉｇｈ

ｐｒｅｓｓｅｄ

ａｎｄ

ｃｏｍｐａｃｔｅｄ

ｂ ｒｉｄｇｅ／ａｐｐｒｏａｃｈ
ｏｎ

ｅｍｂａｎｋｍｅｎｔ ｅｍｂａｎｋｍｅｎｔ ｗｉｔｈ

ｑｕａｌｉｔｙ ｆｉｌｌｉｎｇ ｍａｔｅ“ａｌｓ（ｍａｉｎｌｙ ｒｅｌｙｉｎｇ

ｇｒａｄｅｄ ｇｒａｖｅｌ）．ｔｈｅ ａｆｔｅｒ—ｃｏｎｓｔｒｕｃｔｉｏｎ ｓｅｔｔｌｅｍｅｎｔ ｂｙ ｉｔｓｅｌｆ ｗａｓ ｖｅｒｙ ｓｍａｌｌ ａｎｄ ｔｈｅ ｓｅｔｔｌｅｍｅｎｔ ｏｆ ｔｈｅ ｅｍｂａｎｋｍｅｎｔ ｔｏｐ ｗａｓ ｍａｉｎｌｙ ｃａｕｓｅｄ ｂｙ ｔｈｅ ｓｅｔｔｌｅｍｅｎｔ ｏｆ ｔｈｅ ｆｏｕｎｄａｔｉｏｎ．Ｕｎｄｅｒ ｔｈｅ ｃｏｎｄｉｔｉｏｎｓ ｔｈａｔ ｏｆ ｔｈｅ ｆｏｕｎｄａｔｉｏｎ ｃｏｎｄｉｔｉｏｎｓ，ｔｈｅ ｐｒｏｐｅｒｔｙ ｏｆ
ｆｉｌｌｉｎｇ ｍａｔｅｒｉａｌｓ．ｃｏｍｐａｃｔｎｅｓｓ ａｎｄ ｔｅｃｈｎｉｃａｌ
ＳＯ ｏｎ

ｃｏｕｌｄ ｍｅｅｔ ｔｈｅ ｔｅｍｐｏｒａｒｙ ｒｅｑｕｉｒｅｍｅｎｔｓ ａｎｄ

ｓｔａｎｄａｒｄｓ

ｆｏｒ

ｄｅｓｉｇｎ，ｔｈｅ

ｓｅｔｔｌｅｍｅｎｔ

ｏｆ ｔｈｅ

ｅｍｂａｎｋｍｅｎｔ

ｔｏｐ

ｏｆ ｔｈｅ

ｂ“ｄｇｅ／ａｐｐｒｏａｃｈ ｅｍｂａｎｋｍｅｎｔ ｄｅｖｅｌｏｐｅｄ ｖｅｒｙ ｒａｐｉｄｌｙ ｉｎ ｔｈｅ ｅａｒｌｙ ｐｅｒｉｏｄ ａｆｔｅｒ ｉｔｓ ｃｏｍｐｌｅｔｉｏｎ ａｎｄ ＷａＳ ｂａｓｉｃａｌｌｙ ｓｔａｂｌｅ ａｆｔｅｒ ０．５ ｔｏ １ ｙｅａＬ

第ｖ【页
５．Ａｃｔｕａｌ

西南交通大学博士研究生学位论文
Ｍｅａｓｕｒｅｍｅｎｔ
ａｎｄ Ｔｅｓｔ
ｏｎ

ｏｆ

ｔｈｅ

Ｄｙｎａｍｉｃ

Ｐｒｏｐｅｒｔｉｅｓ

ｏｆ

ｔｈｅ

Ｂｒｉｄｇｅ／Ａｐｐｒｏａｃｈ Ｅｍｂａｎｋｍｅｎｔ
Ｐａｓｓｅｄ Ｔｈｒｏｕｇｈ

Ｈｉｇｈ—Ｓｐｅｅｄ Ｒａｉｌｗａｙ ｗｈｅｎ Ａｃｔｕａｌ Ｔｒａｉｎｓ

Ｉｎ ｏｒｄｅｒ ｔＯ ｓｔｕｄｙ ｔｈｅ ｄｙｎａｍｉｃ ｐｒｏｐｅｒｔｉｅｓ ｏｆ ｔｈｅ ｂｒｉｄｇｅ／ａｐｐｒｏａｃｈ ｅｍｂａｎｋｍｅｎｔ

ｏｎ

ｈｉｇｈ－ｓｐｅｅｄ Ｉ．ａｉｌｗａｙ ａｎｄ ｔｏ

ｔｅｓｔ

ｔｈｅ ｅｆｆｅｃｔｉｖｅｎｅｓｓ ｏｆ ｔｈｅ ｔｒｅａｔｍｅｎｔ ｍｅａｓｕｒｅｓ ｆｏｒ ｔｈｅ

ｂｒｉｄｇｅ／ａｐｐｒｏａｃｈ ｅｍｂａｎｋｍｅｎｔ ｃｏｎｄｕｃｅｄ
ｔｗｏ—ｔｒａｉｎ－ｔｙｐｅ

ｏｎ

ｈｉｇｈ—ｓｐｅｅｄ ｒａｉｌｗａｙ，ｗｅ ｗｅｒｅ ｔｈｅ ｆｉｒｓｔ ａｎｄ
ｔｅｓｔｓ

ｏｎｅ

ｔｏ

ｈａ、’ｅ

ｏｆ

ｍｅａｓｕｒｅｌｎｅｎｔｓ

ｏｆ

ｔｈｅ

ｂｒｉｄｇｅ／ａｐｐｒｏａｃｈ

ｅｍｂａｎｋｍｅｎｔ ｕｎｄｅｒ ｔｈｅ ｈｉｇｈ ｓｐｅｅｄ ｔｒａｉｎ ｒｕｎｎｉｎｇ ｃｏｎｄｉｔｉｏｎｓ（ｔｈｅ ｈｉｇｈｅｓｔ ｒｕｎｎｉｎｇ ｓｐｅｅｄ ｂｅｉｎｇ ３０ １ ｋｉｎ／ｈ），ａｌｔｏｇｅｔｈｅｒ
ｔｅｓｔｓ

１ ２７

ｐａｓｓｅｓ

ｗｅｒｅ

ｍｅａｓｕｒｅｄ．Ｔｈｅ

ｒｅｓｕｌｔｓ

ｏｆ
ｏｎ

ｔｈｅ ｔｈｅ

ｍｅａｓｕｒｅｍｅｎｔｓ ａｎｄ

ｈａｖｅ ｄｅｍｏｎｓｔｒａｔｅｄ ｔｈａｔ ｔｈｅ ｅｆｆｅｃｔ ｏｆ ａｘｌｅ ｗｅｉｇｈｔ

ｒａｉｌｗａｙ ｓｕｂｇｒａｄｅ ｄｙｎａｍｉｃ ｐｒｏｐｅｒｔｉｅｓ ｗａｓ ｅｘｔｒｅｍｅｌｙ ｅｖｉｄｅｎｔ ａｎｄ ｔｈｅ ｄｙｎａｍｉｃ ｅｆｆｅｃｔ ｏｆ ｔｈｅ ｖｅｈｉｃｌｅ ｔｈａｔ ｈａｄ ｔｈｅ ｈｅａｖｉｅｓｔ ａｘｌｅ ｗｅｉｇｈｔ
ｏｎ

ｔｈｅ ｒａｉｌｗａｙ ｓｕｂｇｒａｄｅ ｗａｓ ｔｈｅ

ｓｔｒｏｎｇｅｓｔ，ｗｈｉｃｈ ｈａｓ ｂｅｃｏｍｅ ｔｈｅ ｃｏｎｔｒｏｌ ｃｏｎｄｉｔｉｏｎ ｆｏｒ ｔｈｅ（ｄｙｎａｍｉｃ）ｄｅｓｉｇｎ ｏｆ ｔｈｅ
ｒａｉｌｗａｙ ｓｕｂｇｒａｄｅ．Ｔｈｅ ｍａｘｉｍｕｍ ｖａｌｕｅ ｏｆ ｔｈｅ ｓｐｅｅｄ ｅｆｆｅｃｔ
ｓｔｒｅｓｓ

ｃｏｅｆｆｉｃｉｅｎｔ

ｏｆ ｔｈｅ ｄｙｎａｍｉｃ

ｏｆ ｔｈｅ ｒａｉｌｗａｙ ｓｕｂｇｒａｄｅ ｗａｓ

Ｏ．００２６９（ｋｒｎ／ｈ）＂１ ７ｔｈｅ ９９％ｏｆ
１８（ｋｍ／ｈ）＂ｌ，ｗｈｉｃｈ
ｔｒａｎｓｉｔｉｏｎ

ｔｈｅ ｕｐｐｅｒ ｂｅｌｉｅｖａｂｌｅ

ｌｉｍｉｔ ｆｏｒ ｔｈｅ ａｖｅｒａｇｅ ｖａｌｕｅ ｂｅｉｎｇ Ｏ．００１ ｃｏｎｔｒｏｌ ｖａｌｕｅ

ｗｅｒｅ ａｌｌ ｌｅｓｓ ｔｈａｎ ｔｈｅ ｄｅｓｉｇｎ

ｏｆ

０．００３（ｋｍ／ｈ）一．Ｔｈｅ

ｅｆｆｅｃｔ

ｏｆ

ｔｈｅ

ｂｒｉｄｇｅ／ａｐｐｒｏａｃｈ

ｅｍｂａｎｋｍｅｎｔ ｓｔｒｕｃｔｕｒｅ ｔｙｐｅ ｏｆ ｔｈｅ ｒｅｉｎｆｏｒｃｅｄ ｅｍｂａｎｋｍｅｎｔｓ ｏｆ ｔｈｅ ｂｒｉｄｇｅ ｐｌａｔｆｏｒｍ ｂａｃｋｓ ｗｉｔｈ ｒｅｉｎｆｏｒｃｅｄ ｃｏｎｃｒｅｔｅ ｔｒａｎｓｉｔｉｏｎ ｆｏｏｔｐｌａｔｅｓ，ｒｕｂｂｌｅ ｃｏｎｃｒｅｔｅ ｐｉｅｒｓ ｗｅｒｅ ｔｈｅ
ｂｅｓｔ．ｔｈｅ ｓｅｃｏｎｄ ｂｅｓｔ ｂｅｉｎｇ ｔｈｅ ｓｔｒｕｃｔｕｒｅ ｔｙｐｅ ｏｆ ｔｈｅ ｒｅｉｎｆｏｒｃｅｄ ｅｍｂａｎｋｍｅｎｔｓ ｗｉｔｈ

ｒｕｂｂｌｅ ｃｏｎｃｒｅｔｅ ｐｉｅｒｓ．Ｔｈｅ ｓｔｒｕｃｔｕｒｅ ｔｙｐｅ ｏｆ ｔｈｅ ｂｒｉｄｇｅ／ａｐｐｒｏａｃｈ ｅｍｂａｎｋｍｅｎｔ ｏｆ ｒｅｉｎｆｏｒｃｅｄ ｅｍｂａｎｋｍｅｎｔｓ ｗｉｔｈｏｕｔ ｒｅｉｎｆｏｒｃｅｄ ｃｏｎｃｒｅｔｅ ｔｒａｎｓｉｔｉｏｎ ｆｏｏｔｐｌａｔｅｓ，ｒｕｂｂｌｅ
ｃｏｎｃｒｅｔｅ ｐｉｅｒｓ

ｄｉｄ ｎｏｔ ｒｅａｃｈ ｔｈｅ ｉｄｅａｌ ｅｆｆｅｃｔ ｉｎ ｔｈｅ ａｓｐｅｃｔｓ ｏｆ ｄｙｎａｍｉｃ ｓｔｒｅｓｓ ａｎｄ
ａ

ｄｉｓｐｌａｃｅｍｅｎｔ，ａｃｃｅｌｅｒａｔｉｏｎ，ｄｙｎａｍｉｃｓ ｒｅａｃｔｉｏｎ ｍｏｄｕｌｕｓ，ｅｔｃ．Ｔｈｅ ｒｕｎｎｉｎｇ ｄｉｒｅｃｔｉｏｎ ｏｆ
ｔｒａｉｎ ｈａｄ
ｎｏ

ｓｕｂｓｔａｎｔｉａｌ ｅｆｆｅｃｔ

ｏｎ

ｔｈｅ ｄｙｎａｍｉｃｓ ｒｅｓｐｏｎｓｅ ｏｆ ｔｈｅ ｒａｉｌｗａｙ ｓｕｂｇｒａｄｅ ｏｆ

ｔｈｅ ｂｒｉｄｇｅ／ａｐｐｒｏａｃｈ ｅｍｂａｎｋｍｅｎｔ． Ｋｅｙ

ｗｏｒｄｓ：Ｈｉｇｈ－－ｓｐｅｅｄ

ｒａｉｌｗａｙ；Ｂｒｉｄｇｅ／ａｐｐｒｏａｃｈ

ｅｍｂａｎｋｍｅｎｔ；Ｖｅｈｉｃｌｅ?－ｔｒａｃｋ

ｉｎｔｅｒａｃｔｉｏｎ：Ｄｙｎａｍｉｃ ｐｅｒｆｏｒｍａｎｃｅ；Ｄｉｆｆｅｒｅｎｔｉａｌ ｓｅｔｔｌｅｍｅｎｔ；Ｇｅｅ。ｇｒｉｄ－ｒｅｉｎｆｏｒｃｅｄ ｇｒａｖｅｌ

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学位论文版权使用授权书

本学位论文作者完全了解学校商关保留、使用学位论文的 规定，同意学校保留并向国家有关部门或机构送交论文的复印 件蒡鬟电子叛，允许论文薇查阕和谐阕。本人授权西南交通大学 可以将本学位论文的全郝或邦分内容编入有关数据库进行梭 索，可以采用影印、缩印或扫描等复制手段保存和汇编本学位
论文。

本学位沦文震予
ｌ、 ２、

保密口，在

年鳃蜜鹾适用本授权书；
适用本授权书。

不保密ｄ，

（请在以上方框内打“４”）

学位论文作者签名：

黟强

指导教师签名：微
目期：２００４年０４弼３０｜曩

鑫期：２００４年０４冀３０疆

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学位论文创新性声明

本人郑重声明：所呈交的学位论文是本人在导师指导下独
立进行研究工作所取得的成果。除文中已经注明引用的内容

外，本论文不包含任何其他个人或集体已经发表或撰写过的研
究成果。本文完全意识到本声明的法律结果由本人承担。 本学位论文的创新点主要体现在以下两个方面：

Ｉ）在第３章中，创建了路桥过渡段的不平顺模拟模型，
运用车辆与线路耦合作用的动力学理论，进行了高速铁路路桥

过渡段动力学特性的计算分析，获得了具有创新性的研究成 果。该方面的研究工作，据我所知，在国内最早开展，当时也
未见国外有相同报告。

２）在第５章中，进行了土工加筋结构抗变形特性的试验 研究，采用的大比例尺模拟试样侧向变形及受力条件的柔性水 囊侧向加载装置结构复杂，技术难度较大，试验技术具有创新
性。

学位论文作者签名：

黟多虽

日期：２００４年０４月３０日

西南交通大学博士研究生学位论文

第１页

第１章绪论
１．１引言
１８２５年，英国建成了世界上第一条公用铁路”１。由于铁路集中应用了当
时最先进的蒸汽机、冶金、通信、运输管理等技术，并具有运量大、速度快 等特点，很快便成了先进陆上交通运输工具的代表，继而传遍欧美，普及世 界。在此后的一百余年时间里，铁路作为一个产业，在世界范围内，一直处

于大发展之中。仅美国在１８８１～１８９０年的１０年间，就修建了１１力．公里的铁 路。。可以毫不夸张地说，１９世纪是铁路的黄金时代。 ２（）世纪中叶，在一些发达国家，高速公路和民用航空发展迅速，竞相争
夺运输市场份额，铁路的客货运量明显下降，发展速度逐渐减缓，铁路运输

跌入低谷。第二次世界大战后，仅美国就修建了约６．８万公里的高速公路，
有：｛６个民用机场具有４条以上的起降跑道。在高速公路和民用航空运输的夹 击下，铁路的运营里程从全胜时期的４０万公里（１９２９年），降至３：ｊ万公罩（１９７０ 年），直至目前的２ｌ万公里”。在此情况下，铁路一度被称为“夕阳产业”。

１９６４年，日本建成了世界上第一条高速铁路运营线（东海道新干线），并 取得了巨大的成功’＝”。此后，由于高速铁路具有速度快、运能大、能耗省、污 染小、占地少、安全、可靠、准时等方面的显著特点，在中距离旅客运输方 面，与民用航空和高速公路的竞争中占有较大的优势，极大地提高了世界各 国发展高速铁路的兴趣，使传统的铁路产业恢复了昔日的活力。
中国公用铁路的建设可追溯到１８７６年修建的淞沪铁路（窄轨）和１８８１ 年修建的唐胥铁路（标准轨距）”１。一百多年来，对于一个发展中的大陆型国

家，铁路运输一直作为陆上交通的骨干得到了较大的发展。尤其是近二十年 来，随着中国经济实力的增强，中国铁路的建设在数量增加的同时，技术水 平也得到了实质性的提高。 重载铁路，经“六五”起步、“七五”重点发展、“八五”配套完善等三
个五年计划的建设，取得了巨大的成就，积累了许多成功的经验。修建并经

多年运营的大秦重载铁路，显著地提高了晋煤外运的能力，是我国重载铁路
运输的典范‘“。

进入九十年代以来，由于经济的持速发展，人民的生活水平有了显著提

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高，生活节奏明显加快，对旅行的需求有较大改变，舒适和快速逐渐成为各 种交通运输方式间竞争的焦点。与此同时，民用航空和高速公路的建设都得
到了超常的发展。在此背景下，铁路客运高速化变得非常重要和十分迫切。 经过“八五”的重点发展和“九五”的配套完善，广深铁路１６０～２００ｋｍ／ｈ准

高速的改造工程取得了完全成功，并通过了多年运营的考验”‘“。“九五”以 来，在一些既有线上进行了大规模的客货列车提速试验（沪宁线、京秦线、 沈山线、郑武线、胶济线、北京环线试验基地等），使我国铁路列车的速度突
破了２００ｋｍ／ｈ（北京环线试验基地，１９９６年１２月），最高试验速度达到了 ２３９．７ｋｍ／ｈ（郑武线，１９９８年６月）。通过上述一系列成功的提速试验，为全 国各主要铁路干线客货列车全面提速（达速）计划的Ｊｉｌ页Ｎ实施打下了举实的 基础。经过几次大范围的提速（１９９７年４月、１９９８年１０月、２０００年１０月、

２００１年１０月），一些重要线路的旅客列车运行速度已达１４０～１６０ｋｍ／ｈ…””３。
１９９９年，以秦沈客运专线的开工建设为标志，中国铁路正式进入了建设 高速铁路的新时代。在三年多的时间里，以全面掌握时速２００公里及以上新 建铁路成套技术为目标，结合工程建设，开展了大规模的科学试验研究工作。

２００１年１１月，在长约６６．８ｋｍ的综合试验段上（山海关一绥中北），用国产“神
州号”内燃机车，实现了２０７ｋｍ／ｈ的新线最高试验速度，２００２年９月，用国
产动力分散型“先锋号”电力动车组，创造了２９２ｋｍ／ｈ的当时中国最高试验 速度，２００２年１１月，用国产动力集中型“中华之星”电力机车，历史性地使 中国铁路跨进了３００ｋｍ／ｈ的门坎，达到了创纪录的３２１．５ｋｍ／ｈ的的最高试验 速度。

纵观世界交通运输的发展历史。可发现各种交通运输方式的竞争，从根
本上说是速度的竞争。速度是交通运输的灵魂，任何一种交通运输方式没有 与社会发展相适应的速度就没有竞争力。一些发达国家的铁路运输业从兴旺

走向萧条，失去了速度优势是重要原因之一。从萧条走向复苏，无不以提高 旅客列车运行速度，发展高速技术作为突破口。
为了顺应世界铁路发展的潮流，中国铁路发展的技术政策，已从适当提

高列车运行速度（１９８３年、１９８８年）、努力提高列车运行速度（１９９３年），转 变为普遍提高列车运行速度（２０００年）。明确提出了提高列车速度是铁路运输 今后一段时期发展的主要方向，是提高铁路运输质量及技术发展的重点，是
铁路技术进步的重要标志之一”’…。

高速铁路的发展必须以安全、可靠、舒适等为前提，这些均取决于构成
铁路系统各方面的高品质和高可靠性。其中，铁道线路的稳定与平顺是必不

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可少的条件之一。铁道线路是由不同特点、性质迥异的线下构筑物（桥涵、 隧道、路基等）和线路上部的轨道结构组成的，它们相互作用，共同构成了

’一条供机车走行的平滑线路。由于组成线路的各结构物在变形、强度、刚度、 材料等力＋面存在巨大差异，并会随着运量、时间、气候环境等因素而变化，
以及车辆荷载的随机性和重复性，轨道结构的组合性和松散性，养护维修的 经常性和周期性等特点，决定了轨道的变形和刚度在线路纵向是变化的和不
均匀的（彳ｉ平ＪＩ『贞）。

特别魁当轨下基础的结构不同时，轨道的变形和刚度就会随之发生较明

！ｔａｆＩ＇Ｊ突变，产生显著的过渡段问题。如桥上线路与两端的路基线路、隧道内
线路与隧道外的线路、填方路基线路与挖方路基线路、以及有碴轨道与无碴 轨道、道翁外轨道与道俞内轨道、平交道口内轨道与外轨道等的交接部位， 都足线路最易产生不平顺的地方。其中，尤以路堤与桥梁连接处的轨道不平
顺最为严重和典型。

为了满足高速列车安全、舒适、不问断运行的需要，必须将轨道的不平 帧控制在允许的范围之内。轨道的不平顺有静不平顺和动不平顺之分。。。静不 ｆ顿足指轮轨接触面的不平顺，如钢轨轨面的不平顺（高低、水平、轨距、 轨ｌ＿等）、不连续（接头、道岔）、车轮不圆顺（含扁疤）等；动不平顺是指 轨卜．堪础支撑刚度的不均匀，如扣件失效、枕下支承失效、路基不均匀、以 及蹄堤吁桥梁、路堤与路颦、路基与横向结构物、路基与隧道等连接处的支
撑川度彳ｉ均匀等。

庄路堤与桥梁的连接处，由于路堤与桥梁的沉降特性不一致，在路桥连 接处附近极易产生沉降差，导致轨面发生弯折变形，产生静不平顺问题：另 力面，路堤与桥梁结构的刚度差异也十分巨大，能引起轨道刚度的较大变

化，形成动不平顺问题。当列车通过该路段时，由轨下基础引起的轨道变形
棚川度的突变，会加剧列车与线路的振动，引起列车与线路相互作用力的增 加．加速线路的变形和破坏，影响行车的舒适性和平稳性，严重时甚至危及 行４：安全。这一现象将随着车速的提高和轴重的增大而加剧。 在路堤与桥梁之间设置一定长度的过渡段，可最大限度地减小路堤与桥

梁之ｆＨＪ的沉降差，同时使轨道的刚度逐渐变化，达到降低列车与线路的振动， 减缓线路结构的破损及变形发展，保证列车安全、平稳、舒适运行的目的。

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１．２铁路路桥过渡段研究现状
１．２．１基本情况
铁道线路主要是由线路上部的轨道和线路下部的路基、桥梁、隧道等结 构物组成。作为线路上部的轨道结构又是由不同力学特性的材料（钢轨、轨 枕、道碴、扣件等）组合而成，弹性较好，阻尼较大，结构比较松散，由各 种因数引起的轨面变形可通过起拨道捣固工作进行修复，故我国铁路系统对
常速铁路路桥过渡段的处理一直未得到重视。路桥过渡段的设计意图过于简 单和原则，参数指标和技术标准既缺乏也不明确，基本上还是处于经验设计

阶段。在旌工过程中，由于路桥过渡段的位置特殊，场地狭小，又常使台后 填料不易达到最佳的压实效果，竣工后沉降较大。另外，工程建设中施工组 织的安排也增大了过渡段的处理难度。桥梁作为重点控制工程一般都优先进 行施工，路基由于被认为施工难度较小而放在最后，路桥连接处的路基填土 则是在铺架前突击完成，没有一定的堆载压密时间，交付运营后的沉降变形
较大，往往形成较严重的线路病害，需频繁的养护维修才能保证轨道的平顺 性要求。

据调查，我国既有铁路路桥过渡段的病害广泛而严重，轨道的几何形位
难以长期保持，是产生脱轨、掉道等行车事故的多发区段之一。为了保证该 部位的线路状念满足修养标准，日常工务维修工作量的很大部分都用于了该 路段的整修，使得该路段的维修工作量远大于一般路段的正常维修工作量， 经常的维修也使一些线路台后路基的道碴囊深度达２～３ｍ，纵向延伸约１０～
：｛（）ｍ…。

文献［２２３］对引起路桥过渡段不平顺的地基条件、台后填料、设计与施工

方案、重桥轻路思想、路桥结构差异等因数进行了分析，并利用轨道检测车 对新建的京九（北京一九龙）铁路的部分路段进行了检测，以了解路桥过渡 段对行车的影响及路桥过渡段的线路状况，检测内容包括轨道高低及车体的
振动加速度等数据。检测数据表明，桥头线路有明显变形的不在少数，大、 中、小桥均有。桥头线路的变形在交付运营的初期发展很快，在两个月左右 的时间内，便会出现从几毫米到二十余毫米的变形量，车体振动明显，对乘 坐的舒适性和行车的安全性均有一定影响。

文献［２２４］介绍了丹麦国家铁路（ＤＳＢ）Ｓｔｒａｎｄｍｏｅｌｌｅ桥头出现的严重病
害问题。该路段的线路结构如图ｌ—ｌ所示，ＵＩＣ６０钢轨，５ｍｍ厚轨下胶垫，路

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基上铺设混凝土半轨枕，桥上为无碴轨道结构，铺设混凝土长轨枕，枕下设
１

Ｏｍｍ厚枕下橡胶垫层，并与桥面粘接固定，与桥头紧邻的路基过渡段铺设了

２：ｊ根木枕。由于在该桥头附近，不仅轨下基础的支承刚度变化巨大（有碴和 无碴），而且轨枕的支承条件也存在很大差异（混凝土半轨枕、木枕、混凝土

长轨枕），其综合作用是使该路桥过渡段范围的轨道刚度发生了突变。另一方
面，在该桥头附近，路基与桥梁问的差异沉降也十分明显，出现了约４‰的轨 面折角，折角段长约３０ｍ。如此的线路状况，使该桥头附近线路的日常养护维 修工作量剧增，而频繁的修养作业，又使该区段道床较区间线路松散，轨道 变形增大。现场调查还发现，桥头附近已有４根轨枕的枕下胶垫松脱，列车

通过时，乘客已有因车体上下跳动引起的不舒适感。

过渡段（３０ｍ）
一，．

。＝一混凝土枕、、

。掣≥，一蔓ｊ算：≯零＿譬嚣毒羔
半轨枕 道床
．．

。，

．．

木枕

ｊ

ｔ，＋

一一

。。‘?、一一一一一一一６－ｊ／台ｉ 一一一一一一
ｊ１

一

图１一ｌ丹麦国铁Ｓｔｒａｎｄｍｏｅｌｌ ｃ桥头线路结构示意图

２００２年９月，轨检车以１６０ｋｍ／ｈ速度对我国新建的第一条快速铁路一一 秦沈客运专线的综合检测中也发现，部分路段桥头过渡区域的轨道高低不平
顺和车体垂向振动加速度等有较明显的变化，如图ｌ一２和图卜：ｊ所示”。“。试 验列车“先锋号”和“中华之星”在高速行驶条件下，通过部分路段的桥头 过渡区域时，尤其是通过路基上的有碴轨道与桥上无碴轨道的过渡区域时， 车体仍有一定振感，而且机头的振感相对较大。

１．２．２处理措施
控制线路（道路）的不平顺，保证车辆的高速、安全、平稳、舒适运行，
始终是陆上粘着交通运输系统设计的重要内容之一。世界各国在发展高速铁 路的过程中，都对线路中易发生不平顺的部位加以特别重视，并依据系统工 程的观点，从结构设计到施工组织、工期安排到质量检测等方面都采取有效

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措施，严格控制轨道的刚度变化和由于沉降不均匀引起的轨面弯折变形，提 高线路平顺度，确保列车优质运行。

ｊ ８ ｂ

，

三

２ ０ ２ ， ６ ８ Ｏ

量
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蚓 黍

晕程（ｋｌｌｌ）

图１—２沙河特大桥（ＤＫ４３＋５７８～ＤＫ４４＋２２４）及两端

轨道高低不平顺检测波形图
（）?（）ｌ

Ｏ

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篝（】０２ 曩
量ｏ?班１

善（）０１
０－０５

（）．（】６ １３．６ ４３．８ ４１

里程（ｋｍ

图卜３沙河特大桥（ＤＫ４３＋５７８～ＤＫ４４＋２２４）及两端 车体垂向振动加速度检测波形图

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第７页

随着高速铁路的修建，并成功地投入运行，国外铁路先进国家在处理路
桥过渡段（含路涵、堤堑、路隧等的过渡区域）方面已有一定的研究基础，

并积累了较丰富的工程应用经验，提出了一些经实践检验是可行的技术处理 措施。归纳起来主要有以下几类。 １．在过渡段较软一侧，增大基床刚度、减小路基沉降
该类处理方法的主要目的是通过加强路基结构来达到减小路桥问在刚度 和沉降两方面的差异，以减小路桥间的不平顺。具体的处理方法有以下几种。

１）优质填料构筑法 使用强度高，变形小的优质填料（如级配砾碎石、水泥稳定粒料等）进
行过渡段的填筑。该法是最常用的一种处理措施，几乎在各国的高速铁路设 计规范中均推荐有此方案……“。该方案的设计意图明确，材料性质稳定易控 制，刚度与变形逐渐过渡。可能存在的问题是台背狭窄空间的压实质量不易 得到保证，相对较大的填料容重引起的（软土）地基沉降也较大。使用轻质 力学性能较好的材料，如ＥＰＳ（聚苯乙烯泡沫塑料）、人工气泡混凝土（泡沫

水泥砂浆）、火山灰、粉煤灰等，填筑路桥过渡段是近年来国内外研究、开发
和应用的一种减轻构筑物自重的工艺方法““。该法可显著减小台背填料自身 的压缩变形、减小对地基的竖向加载作用及对台背的水平压力，有效降低地

基的工后沉降。与地基处理进行综合考虑，能降低地基的处理费用，减小地
基处理的范围和缩短施工工期”…。 ２）加筋土法

在过渡段路基填土（必要时也可包括地基）中埋设一定数量的拉筋材料，

形成加筋土路基结构“”“…。加筋土不仅能增加路基的强度，还能大幅提高路
基的刚度，显著减小路基的变形。通过调整拉筋材料的布置间距和位置，可 方便地达到路桥间线路平顺过渡的目的。必须注意的是，拉筋埋设范围与位 置不同，将达到不同的处理效果。拉筋仅布置于基床内，其主要作用是加强

基床结构，增大基床刚度，减小列车动荷载引起的路基变形。拉筋满布于路
基面以下的路堤（包括地基）内，既能增大基床的刚度，又能减小动载和自重 引起的路基变形。 ３）过渡板法

在过渡段范围内路基填土上（内）现浇一块钢筋混凝土厚板，并使板的 一端支承在刚性桥台上，利用钢筋混凝土厚板的抗弯刚度来增大轨道结构的 刚度和消除错台”。；。该法在公路系统得到了最为广泛的应用，也取得了较好 的效果。用于铁路路桥过渡段的处理，必须注意两个问题：其一是过渡段的

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范围较大，列车的质量更重，速度更快，而板底的支承条件不确定，结构的 受力情况非常复杂，一旦破损，更换将极其困难；其二是该处理方法对轨道 刚度的增强效果显著，但不能减小板下填土及地基的压密下沉，必须配合其 它处理措施才能有效地控制由此引起的轨面变形。
４）土质改性法

使用各种土质改性的方法对过渡段路基填料进行处理，提高填土的强度，

降低填土的压缩性，增加路基的刚度和减小路基的变形’”‘…１。同样，不同的加
固范围和加固位置可达到不同的处理目的。若只对基床部分填土进行土质改

良，则对减小路桥问轨道刚度的差异有一定效果，能降低由动载产生的基床
变形，但不能减小由柔性路基土工结构与刚性桥台人工结构间沉降差引起的
轨面变形。

２．在过渡段较软一侧，增大轨道刚度 该类处理方法的主要目的是通过提高轨道结构刚度的方法来减小路桥间 轨道刚度的变化率，不能解决由路桥间沉降差引起的轨面变形问题，具体处
理方法有以下几种。 １）通过调整轨枕的长度和间距来提高轨道刚度

在过渡段范围内，可通过使用逐步增长的超长轨枕和减小轨枕间距的方 法来实现轨道刚度的逐步过渡。…。
美国ＡＲＥＡ在桥头路基上铺设较长的轨枕，自路桥连结处开始铺设，轨枕 艮度逐渐减小，并最终降至标准长度。加拿大国铁公司也采用了类似的方法

来完成混凝土枕至木枕轨道的过渡，在混凝土枕向木枕过渡时，铺设长度逐
渐减小并最终降至标准长度的木枕以形成过渡段。这样，随着轨枕长度的逐 渐变化，轨枕在道床上的支承面积逐渐减小，从而形成轨道刚度的连续渐变。

２）通过增大轨排刚度来提高轨道刚度
设置附加轨可增加较软－ｉＮ路基上的轨道刚度。德国在ｌｃＥ高速铁路的
Ｍｕｈｌ

ｂｅｒｇ隧道入Ｅｌ处采用了这种方法””。该隧道内是无碴轨道，隧道外是有

碴混凝土枕轨道，帮轨长约３０ｍ，由四根附加在轨枕上的钢轨组成，两根在运 行轨之间，两根在运行轨外侧。这样，有四根附加轨和两根运行轨组成的的

轨排具有较好的整体性和较大的轨道刚度，可减小隧道内外轨道刚度的差异，
降低道床和基床的应力。

据孟庆伶（１９９９）””介绍，日本铁路因采取了一系列的强化轨道结构措 施，维修工作量已较过去少了许多。但仍有一些部位，如桥头线路的养护工 作量较大。由于构造上的原因，桥头线路承受的轮载冲击力较一般部位大，

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极易引起线路在此产生高低不平和摇摆等变形，不仅影响了列车的舒适性指 标，还将缩短钢轨的使用寿命。排水不畅时，还会引起翻桨。在桥梁前后的
线路上，尝试过使用纵向轨枕（沿钢轨铺设），来增大轨道的竖向刚度，实现 轨道的刚度由土路基向桥梁的逐步过渡，取得了一定效果。

据文献［２２５］介绍，南非Ｓｐｏｏｒｎｅｔ公司在重载线路Ｃｏａｌｌ ｊ ｎｅ的一处隧道
进出口过渡区域分别铺设了梯子型和ｌＩ型轨枕两种类型的轨道结构。根据每：ｊ

个月进行的一次轨道状态测试数据表明，该两种轨道结构的工作状态良好，
变形小且均匀。

：ｊ）通过加厚道床来提高轨道刚度 道碴是一种强度高，变形小的优质散体材料，道床的模量一般比土基床 大．在过渡段范围内逐渐增加道床的厚度，也可逐步提高轨道的刚度，减小 路桥连结处两侧刚度的差异。必须注意的是，由于高速铁路路基的压实标准 较高，基床表层又采用了级配碎砾石强化结构，路基基床的模量已普遍大于

道床模量，在此条件下，通过加厚道床来提高轨道刚度的设想与实际情况不
符。

３．在过渡段较硬一侧，通过设置轨下、枕下、碴底橡胶垫层来降低轨道
刚度 对于桥梁或隧道等刚性结构物上的轨道，可通过调整轨下垫板的刚度， 或设置枕下垫块（无碴轨道）等方法，使轨道的刚度值与较软一侧轨道的刚

度值相适应。垫板或垫块的设计参数可通过室内外试验和计算分析确定”’！‘。
对于有碴轨道结构，由于列车荷载的动力作用较大，常使道碴发生磨损 粉化。为了解决这个问题，日本在高速铁路刚性轨道基础的道碴层底面（桥

面），铺设了一层厚约２５ｍｍ的橡胶垫层｛“１。美、德等国也铺设过由废旧汽车 轮胎加工制作而成的碴底垫层。碴底橡胶垫层的设置，会降低轨道的刚度，
减小路桥问轨道的刚度差。

１．２．３技术条件与变形控制研究
１．结构物的挠曲和折角限值研究
松平精（１９６１）”“研究了东海道新干线桥梁挠曲在墩台上所产生的轨道

竖向折角的限度问题。从轨道的强度方面和养护维修方面，以及列车运行的 舒适性和安全性方面出发，认为行车速度为２５０ｋｍ／ｈ时，在一个折角点的情 况下，轨道折角应小于４‰：如有两个以上折角点时，考虑到车辆上下振动可 能引起的共振现象，轨道折角应小于３‰（单跨）和２．７‰（多跨）。

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佐藤吉彦等人（１９７２）。”研究了具有新干线标准特性的车辆，在连续的
正弦波形的高低不平顺轨道上行驶时的舒适性问题，并给出了不同速度条件

下，各种波长的容许位移值如表ｌ＿ｌ所列。
表卜ｌ不同速度条件下各种波长的容许位移值 容许位移２ａ（ｍｍ）
１

波长五（ｍ）
ｌ（） ２（） ：｛０

２０ｋｍ／ｈ
１９

２ｌＯｋｍ／ｈ
７

２６０ｋｍ／ｈ
６
ｌ ２

２３
：｛２

１８
２３ ２３ ２３

２３ ２：｛ ２：ｊ ２３ ２４ ３９

．１０ ５０ ６０
７（） ８（）

＞５０

２７ ＞５０

９０

＞ｊ０

关于轨下结构物的不均匀沉降或连结部分产生的折角限度问题，从列车 行驶的舒适性和安全性出发也进行了分析”“１。折角分平移和折入两种形状，
如图ｌ １所示，给出了车辆以２５０ｋｍ／ｈ行驶速度下的折角限值如表卜２所列。

表１—２折角限值（‰）
折角形状 舒适性限度
安 全
Ｉ．＜：ｊｏｍ 【。≥３０ｍ １．＜３０ｍ ｌ。≥：３０ｎ１

平移
４．Ｏ
３．５ ３．５ ３．０ ５．Ｏ ４．０

折入
５．（）
４．０

Ａ限度 （管理限度）
Ｂ限度 （注意限度） Ｃ限度 （扩大限度）

４．５ ：｛．５
６．Ｏ

性 限 度

Ｌ＜３０ｍ
ｆ。≥３０ｍ

４．５

Ｌ＜：ｊＯｍ
Ｌ≥３０ｍ

９．Ｏ
７．５

１０．０
８．Ｏ

－

＾ｒ

０
、

－

一一

卜＿ｊ

Ｉ

Ｌ

‘ｌ、、０

～Ｊ

２Ｌ

ａ）平移

ｂ）折入

图 卜４轨下结构物的折角形状

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关于高速铁路桥梁在列车荷载作用下产生的竖向挠度和梁端转角的限值

问题，根据车一桥耦合动力学的计算有如下结果：１００～４００ｍ跨度钢桥挠跨比
不大于ｌ／８００～１／２０００、梁端转角不大于３０４０～５‰”“，９６～２４０ｍ跨度混凝土 桥挠跨比不大于１／１０００

ｌ／２０００、梁端转角不大于１．２％０～２‰””，１６～５６ｍ

跨度混凝土桥挠跨比不大于１／１２００～ｌ／３５００”…。 ２．过渡段的变形限值与轨道刚度研究 路桥过渡段的不均匀沉降与过渡段路基和相邻桥台的工后沉降特性密切 相关。关于过渡段路基的工后沉降问题，现行的铁路路基设计规范。…要求路
基的工后沉降量不大于３０ｃｍ；二十世纪八十年代中后期修建的大秦重载铁路

”，要求路基的工后沉降不大于３０ｃｍ，年沉降速率不大于ｌＯｃｍ；二十世纪九
十年代初期修建的广深准高速铁路（１６０ｋｍ／ｈ），要求路基的工后沉降不大于

２０ｃｍ，年沉降速率不大于５ｃｍ。无论是常速铁路，还是重载铁路和准高速铁路，
对路桥过渡段范围路基的工后沉降量并未作出更明确的严格限制，只是定性

地要求比相邻地段的路基工后沉降量小。 秦沈客运专线和京沪高速铁路设计暂行规定，在对路基后沉降值进行严

格限制的基础上，进一步对路桥过渡段范围路基的工后沉降提出了明确要求。 秦沈客运专线（２００ｋｍ／ｈ）。”１要求路基工后沉降不大于１５ｃｍ，年沉降速率不大 于１ｃｍ，过渡段路基工后沉降不大于８ｃｍ；京沪高速铁路（３５０ｋｍ／ｈ）Ｉ。”要求
路基工后沉降不大于ｌＯｃｍ，年沉降速率不大于３ｃｍ，过渡段路基工后沉降不

大于５ｃｍ，该数值与日本高速铁路路基工后沉降控制标准基本一致“１。 关于桥梁墩台基础的工后沉降限值，秦沈客运专线和京沪高速铁路都要 求，有碴桥面桥梁的均匀沉降不大于５ｃｍ，相邻墩台均匀沉降之差不大于２ｃｍ：
对于无碴桥面桥梁，要求均匀沉降不大于２ｃｍ，相邻墩台均匀沉降之差不大于
２ｃｍ……。

根据以上的规定，尽管高速铁路过渡段路基与相邻桥台的工后沉降限值 差异不大，但由于两种结构的工后沉降特性迥异，极易产生显著的不均匀沉 降。桥梁作为控制工程，墩台基础的开工和竣工都较早，地基处理采用混凝 土基础（软土地基常采用桩基），工后沉降普遍不大，且易较快完成；路基作 为土石方工程，量大面广，地基处理多选用较经济的工程措施，施工过程中
易受各种因数的干扰，开工和竣工都较晚，过渡段范围的路基更是需要在相

邻桥台竣工达到强度后才能施工，自然沉落时间不足，再加上土工结构特有 的易受水等气候环境的影响，因此，作为柔性结构的路基，与刚性桥台相比， 其工后沉降不仅较大，而且延续的时间也较长，成为路桥过渡段工后不均匀

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沉降控制的重点和难点。 线路结构在车辆轮载作用下的变形问题（以弹性变形为主），是轨下系统
设计的关键，路基与轨道结构的垂向变形都将反映在轨面上，是车辆、轨道、

路基整个系统各部分相互作用的结果。在轮一轨系统相互作用的研究中，必
须把系统中分散的各部分作为一个整体系统来考虑，系统中各部件的参数，

对整个系统的相互作用影响甚大。轨道刚度过大，线路弹性不足，将引起轮 轨系统严重的振动和噪声，动力作用效应放大，导致线路早期破损，状态恶
化，修养费激增，舒适性降低；轨道刚度过小，线路变形明显，轨道几何形 位不易保持，行车安全难以保证，行车速度无法提高；轨道刚度沿线路纵向

的突变，将使车轮的运动轨迹产生跳跃，导致车轮产生垂向加速度，从而形
成对线路结构的动力冲击作用，使得线路变形加速发展，状态不断恶化，产

生各种病害，修养十分困难；适宜的轨道刚度及较均匀地沿线路纵向变化， 能改善车辆与线路的相互作用，降低轮轨动力作用效应及振动效应，减小轨
下系统承受的荷载。

轨道的结构可采用质量一弹簧系统来模拟“”，轨道的弹性多采用刚度参 数来表征。根据线路结构的受力和变形特点，轨道的垂向整体刚度可定义为
轮载作用位置单位轨面的下沉量所对应的轮载力。对于有碴轨道结构，其整 体刚度与轨下垫板、碎石道床及线路下部结构（路基、桥梁、隧道等）的刚度
有关，可用式（１—１）来进行计算“Ｊ。
Ｋ：

丝！丝！茎！
ＫＩＫ２＋Ｋ２Ｋ）＋ＫｊＫｌ

（１—１）

式中：Ｋ一一轨道整体刚度（ｋＮ／ｍ） Ⅳ．一一轨下垫板刚度（ｋＮ／ｍ）

Ｋ，一一碎石道床刚度（ｋＮ／ｍ） Ｋ，一一路基／桥梁／隧道刚度（ｋＮ／ｍ）
３．路桥过渡段的结构与技术条件 德国铁路土工建筑物规范（ＤＳ８６３）“”要求，在土工建筑物向人工构造物 过渡时，应采取适宜措施，以达到尽可能小的沉陷差和道（基）床模量的渐 次过渡。在建筑从土工建筑物到人工构筑物的过渡结构时，必须遵守建筑物 的回填规程。回填材料应该是透水的级配粗粒料，应该特别认真地铺设夯实， 并在台背后壁设渗流墙用于排水。新建贯通正线的水泥加强砂石处理路桥过 渡段的典型结构如图卜ｊ所示。图中，ＰＳＳ为路基保护层，ｓ０为轨面标高，

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（；ｗ为颗粒级配分散砾石，Ｇ Ｉ为颗粒混合级配砾石，ｓｗ为颗粒级配分散砂，Ｓ【
为颗粒混合级配砂，Ｄ．，为葡氏压实系数，Ｅ，。为平板载荷试验的二次加载变形 模量，ｕ为不均匀系数。
ＳＯ

Ｇｗ，ＧＩ，Ｕ≥５．Ｄｐｒ≥１．０３．透水材料

ＳＯ

蔓｛蔓ｉｌｆ……

尘兰１２０ＭＮ／ｍ２
、

１

｜）ＳＳ：ｊ

＿＿麓『
。。。■ 过滤层 ７＼，
１‘≯

爿“…一一。ｌ｛
＼?， 、。
相邻路堤

眦２８０ＭＮ／Ｍ

１

水泥强固砂石

１
Ｌ。一０．８

Ｌ！！蔓。

图卜５德国高速铁路路桥过渡段典型结构 日本铁道建筑物设计标准解说…’中认为，在路堤与桥台等结构物连接处， 山于路堤和结构物的沉降不同，在路基顶面容易产生台阶，还由于动力特性 的剧变，列车通过时容易产生轨道变形，使旅客感觉不舒服。为了减少这些 缺陷，在路堤和结构物之间设计缓冲区，填筑压缩性小的填料（粒径级配为

Ⅵ一１０的碎石和粒径级配为Ｍｓ一４０的炉渣碎石，也可使用低标号混凝土等），并
达到Ｋ。≥１５０、＿ｌＰａ／ｍ的压实程度，其典型结构如图ｌ一６所示。

『岫一

皇｜｜一 一 慧
二
过渡段路堤
。‘Ｆ

路堤下部

图卜６日本高速铁路路桥过渡段典型结构

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西班牙马德里一塞维利亚高速铁路赫塔费～科尔多瓦段的工程总结报告
““中，要求对过渡段进行必要的工程设计，使不同地段的刚度差异有合适的 过渡，并对过渡段铺设完成后的变形特性进行监测。路桥过渡段的典型结构
如图ｌ＿７所示，填料性质及碾压标准如表ｌ一３所列。
Ｈ

＋

一

，面碴层

底碛层

水泥处理过的底碴层和基床表层
过滤崖 ｆ≯

基床表层 、３ 相邻路堤填Ｐ

小碎石或砾石填料

弧小

她竺
一＿Ｌ

ｉ

，

图卜７西班牙高速铁路路桥过渡段典型结构 表卜３填料性质及碾压标准 参 数 相邻路堤填土
１０～１５ 不
＜４０

小碎石或砾石填料
５

最大粒径（ｃｍ） 含泥量控制
小于０．０８ｍｍ细粒百分率（％）

要
＜５
＞３０

砂粒含量（％） 液限（％） 最大干密度（ｋＮ／ｍ‘）
ＣＢＲ

＜３５
＞１７．ｊ ＞５

无

膨胀率（％）

＜２ ＜３５
４０ ＞９５％ＰＭ ＞９５％１’Ｍ

洛杉矶磨耗率（％） 填土最大碾压厚度（ｃｍ）

最小压实度
载荷板试验弹性模量值（Ｍｔ，ａ）

＞４５～６０

韩国汉城一釜山高速铁路路桥过渡段的典型结构如图卜８所示””｜。各部

分的填料要求为，Ａ——最大粒径不大于６３ｍｍ的碎石加３％水泥，厚０．７ｍ；Ｂ 一一最大粒径不大于６３ｍｍ的普通碎石；ｃ——最大粒径不大于６３ｒａｍ的碎石加 姗水泥；１）——最大粒径不大于６３ｍｍ的普通碎石。

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长度≥ｌＯｍ

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一二二：．Ｅｊ一

图１—８韩国高速铁路路桥过渡段典型结构

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１．３公路路桥过渡段研究现状
１．３．１基本情况
与铁路情况相似，公路路桥间也有不平顺问题，严重时会造成路面产生

局部凹陷，甚至出现错台，影响桥头行车的速度和舒适性，并可能导致交通 摩故（特别是车辆机械事故）。由于公路路面结构基本上都是刚性或半刚性， 下部构筑物间的不均匀沉降会直接反映到路面，而不像铁路轨道可通过松散
的道碴层进行调整，故公路桥头跳车的问题更加严重，并一直是公路建设养 护维修部门急待解决，而又长期未得到很好处理的问题。近十几年来，随着 我国高等级公路的大量新建，设计车速的提高，桥头跳车问题变得十分严重

和尖锐，已引起了公路界的高度重视。经过十几年的不断努力，采取了许多
技术处理措施，已取得了一定的成绩。

研究分析表明，公路桥头跳车的基本原因是桥台与路堤问的沉降差超过
了一定限度所致。一般认为，桥台基础多采用深基础等地基处理措施，其沉 降量甚小，而路基土工结构的固有特性，其沉降变形需在竣工后的较长时间 ／ｄ‘能趋于稳定，且沉降量较大。因此，控制台后路基的沉降量，是减小路桥

ｆｎＪ沉降差的主要途径之一。台后路基的沉降量，主要由地基沉降和填土沉落
两部分组成。其中，软土地区以地基沉降为主，高路堤以填土沉落为主。造

成台后路基沉降量较大的主要因数有：
１）台后路堤地基软弱，处理措施不当，会产生长期不断的下沉。杨炜国 （２００１）。“ｌ对珠江三角洲河网地带存在严重的路桥衔接处路面沉降差问题的 原因进行了分析，指出在珠江三角洲地区，据公路养护部门的统计，几乎所 有的软基路桥衔接处每年都要维修至少两次，每次费用约２～４万元。 ２）台后路堤填土较高，填料控制不严，会产生较大的工后沉落。凌晓

（１９９８）‘”ｌ认为，对于达到１００％压实度（重型）的土样，在击实筒内继续捶
击，还可产生２‰～５‰的压缩变形，对于达到９５％压实度（重型）的土样， 可产生８‰～１２‰的压缩量；程翔云（１９９７）…认为，填土压实度为９５％时， 每米填土高的工后沉降约有ｌｃｍ；赵峰（２０００）‘“１认为，黄土路堤的压实度为 ９４％时，其沉降量约为路堤高度的５‰～９‰；陈亚莉（１９９９）１…认为，填土高 度超过６ｍ的路堤，工后沉降可达１０～２０ｃｍ；杨学广（２００１）…认为，填土高 度超过６ｍ的路堤，填土压实度达到９５％时，工后沉降可达ＬＯｃｍ以上； ３）受台背特殊场地环境的限制，由于缺少适合的压实机具，难以对靠近

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台背的填土进行密实碾压，在壤土自重和车辆荷载的作用下，易产生塑性变
形；

４）台前和台背的防护工程处理不当，或桥台结构选型不当，使路堤填土 产生侧移而导致路面产生开裂和沉陷。付三伟（１９９３）””认为，重力式ｕ型 桥台及小耳墙重力式桥台的前趾应力较高，易超出地基的允许应力而产生侧
向变形。

ｊ）雨水经设在台背处的伸缩裂缝渗入，使路基浸水软化产生沉降； ６）施工组织不当，台背路堤填土的自然沉落期未能得到保证。研究表明， Ｊ卜常压实路堤填土的自然沉落能在０．５～１年内基本完成；陈亚莉（１ ９９９）‘”“ 认为，在路面施工之前，应保证路基有约１年的自然沉落期；旷开萃（２００Ｉ） 。！Ｉ认为，为使台后填土尽早具备施工条件，应先安排两端桥台施工，再做其 它中墩施工： ７）设计不完善，施工质量控制不严，施工队伍不专业及其它（王明怀…‘， １９９６；叶秀芳…，１９９９）。

１．３．２处理措施
通过对引起台后路基产生较大沉降的原因进行分析后发现，需从地基处
理、台背路堤填筑、路面结构等几个方面采取措施，才能有效控制台背路基
的沉降。其中，地基处理的手段、方法、原理等均同常规做法（罗志强”…，

Ｊ９９９；任栓勤”“，１９９５），只是对容许工后沉降的标准要求更高；台背路堤填
筑处理主要从填料选择、压实标准、结构设计、旋工工艺等方面采取措施，

使路桥问的弹塑性变形能平顺过渡；路面结构处理将从构造设计、养护维修 等方面采取措施，使路面结构更耐久、行车更平稳、维修更迅捷。

１．优选填料与密实碾压
级配粒料（如碎石、砾石、水泥／石灰／粉煤灰稳定砂砾石或土、低标号 混凝土等）用于台背路堤的填筑，是一种最常用的减小路桥间沉降差的处理
方法。即使桥头设置了搭板，仍需在板下填筑级配粒料，防止搭板的纵坡变

化超限，产生桥头跳车。台背路堤填筑使用级配粒料的主要目的是减小路堤 自身的压缩性，但如果使用了优质填料，而没有进行充分的压实，同样会产 生较大的沉降，不能发挥过渡段的功能。为此，必须对级配粒料的填筑压实 和检测标准进行规定。 王金万（１９９３）”“３介绍了某高速公路的路桥过渡段处理方法，其质量检 验标准要求为：二灰碎石的压实度大于９７％（重型击实），７天无侧限抗压强

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度大于１．２ＭＰａ；严禁使用松软风化石碴，最大粒径不大于１２ｃｍ，含泥量不大
于８％，压实后的干容重不小于２０．８ｋＮ／ｍ。；基底的压实度大于８５％。施工碾压 要求每层的松铺厚度不大于２０ｃｍ，混合料采用集中机拌运至工地摊铺平整， 含水量适宜，用１２４１５ｔ压路机慢速碾压。

孟凡利（１９９８）“ｉ认为，为确保台后路堤填土能被碾压密实，其压实标
准应较《公路路基设计规范》（Ｊ１、ＪＯｌ：｛－９５）”“”提高一级，即将路床、上路堤、

下路堤、原地面的压实度（重型）从９５％、９３％、９０％、８５％提高到９８％、９５％、 ９３％、９０％。张宏等人（２００１）”…考虑到台背回填的重要性，建议填土压实标 准与基层压实标准相同，按９５％要求。

丁财德（１９９２）”…介绍了“粉煤灰高路堤代引桥”的研究成果，认为在
软土地区，可利用粉煤灰（轻质填料）填筑６～８ｍ高的桥头路堤（土路堤的 极限高度为４．５ｍ）。与土路堤相比，能减少软基沉降３０％，减少桥台土压力２０～ ３０％，还能缩短工期，降低地基处理费用，具有显著的技术、经济、社会、环 境效益。刘松（２０００）。…认为，粉煤灰及其二灰或三灰混合物具有容重小、 强度高、易压实等特点，尤其是在较低压实密度时仍能获得足够的强度指标， 特别适用于台后路堤的填筑。 贾玉林（１９９５）””介绍了珠海某桥在台背填土中，沿线路横向叠设多层 空心钢筋混凝土水泥圆管，来减轻台背填土的重量，增加台背填土的稳定性，
取得了良好的效果。

冉隆重（２０００）”。、王亦麟（２０００）””、唐从一（２０００）。１“介绍了可采

用泡沫混凝土、陶土颗粒、ＥＰＳ、发泡珍珠岩、粉煤灰等轻质工程材料作为桥
头路堤的填料。

荆学松（２０００）…提出了采用缓膨胀材料（由烧透的膨胀量大的生石灰

掺入一定ＬＥｆｔ４的砂、石屑等矿料的混合物）防治高填方路堤桥头跳车的思想
及具体实施方法。

２．台背路堤加筋 陈永福等人（１９９６）…３ｌ利用Ｎｅｔｌｏｎ土工网（ｃＥｌ３１）进行过桥台跳车处
理的现场试验。试验场地桥台地基土质为中风化红砂岩，台背填土为红砂岩

风化土，桥台为砌块式ｕ型台。南岸台背采用常规的钢筋混凝土搭板处理，
搭板长１２．５ｍ，厚０．３ｍ，搭板下路基填土压实度大于９０％。北岸台背采用土工

网进行加固，填土压实度大于８５％。铺设土工网的工程费用与设搭板持平。通 过一年多的沉降变形观测，南北两岸台背的路基沉降趋于稳定。北岸用ＮｅｔｌＯｉｌ 土工网处理后的路基沉降不仅大大减小，而且变化较平稳，总沉降只有几个

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毫米，完全达到了处理桥台跳车的目的。南岸仅用钢筋混凝土搭板处理后的
路基沉降比北岸大许多，且呈跳跃性变化，并已引起桥台两侧耳墙的变形。

用同样方式进行过另一处桥台跳车处理的现场试验。桥台为砌块式ｕ型
台，地基土为中液限粘土，台背填土为砂卵石黄土（砂卵石含量小于３０％）。 东端台背的处理措施为先对地基进行堆载预压处理后，再进行路堤开挖回填，

分层碾压至压实度大于９０％，路面设钢筋混凝土搭板。西端台背为直接分层加 铺土工网，分层压实至８５％的压实密度，设素混凝土路面。东西台背进行跳车
处理的工程费用基本相同。通过观测路基表面的沉降变形，未加土工网的东 端台背中线沉降约１９ｍｍ，最大沉降约８３ｍｍ，且呈台阶式跳跃变化。加铺土工 网的西端台背中线沉降约２ｍｍ，最大４ｍｍ。加铺土工网能明显减小路基的总沉

降，还能使沉降呈线性连续变化。 高燕希等人（１９９５）”１开展的室内模型试验研究表明，路堤加筋能有效 地解决由台背路堤填土的沉降引起的桥台跳车现象。认为只要填土的压实度 大于８５％，土工网的分层填筑厚度与桥台高度的比值小于０．１，土工网的长度 与桥台高度的比值大于Ｏ．７５，则可有效地处理台背路堤填土由于压实度不够 而发生沉降引起的跳跃性变位。 秦禄生（１９９９）Ｉ”１认为，当填土的压实度达到９０％以上时，拉筋对减小填
土沉降的效果就非常不显著了；当填土的压实度低于７０％后，拉筋对控制填土 的沉降也无明显效果：填土的压实度在８０％～９０％之间，路堤的沉降减小最为 显著。因此得出，台背路堤加筋填土的压实度控制在８５％左右比较合适，施工 也容易实现。

用小革等人（２０００）”…认为，将土工格栅用于软土地基的处理，是通过
格栅将其上部填料的垂直变形向水平方向扩散，以致其上部填料的抗剪切变

形能力得以充分发挥，使得软土地基表面的承载区大大增加，表面的压强大
大减小，从而达到提高其承载力，减小沉降变形的目的。
Ｍｏｎｌ

ｅｙ（１９９３）””通过大型模型试验，利用有限元方法分析了台背填土

中铺设拉筋材料，减小路堤沉降的效果，同时探讨了在不同的拉筋强度和超 载压力下，在台背和台后路堤间设置可压缩夹层，对提高桥头路堤抗剪强度， 发挥拉筋抗拉特性，降低桥台承受土压力等方面的有效性。研究表明，加筋 后的台背填土的沉降有明显减小；设置压缩夹层能有效利用拉筋的抗拉能力，
减小填土产生的水平土压力，限制引起填土沉降的剪切破裂带的变形。

周志刚等人（２０００）”“１对几种桥头跳车处理措施的经济效益进行分析后 认为，用土工网处理桥头跳车最经济，用碎石土填筑台背的处理方法次之，

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设置桥头搭板的方法最贵，与土工网处理方法比较，设置搭板需增加６８．５％
的费用。

付宏渊（２００１）““１、戴为民等人（２００２）””在现场试验的基础上，分析 了土工网处理桥头跳车的效果及经济效益。认为用灰土或ＮＣＳ固化剂改良土 与土工网对台背填土联合进行处理后，基本上没有错台现象出现；素土与土

工网联合处理台背填土有轻微错台产生，但成本将较改良土降低３０％；开放交 通一年后，台背路面纵坡的变化率小于０．５％的控制值。 ３．加筋土桥台
在中小跨度公路桥梁上采用加筋土桥台来代替传统的深基础钢筋混凝土

桥台，是一种减小桥梁（跨线旱桥）造价的新技术之一（降低桥台建造费用 和减少桥跨），正日益受到广泛的重视。与传统的深基础钢筋混凝土桥台相比，
加筋土桥台在减小桥头跳车方面还具有以下特别的优点：ａ）在结构方面，基 本上可消除车辆通过时桥台与路堤问刚度的差异；ｂ）在旌工方面，加筋土桥

台与过渡段路堤的填筑能同步进行，有助于提高碾压质量，并可简化工艺过
程。据文献［６４］介绍，目前世界上已有５００多座引道路堤全部或部分采用加

筋土桥台修建的桥梁。其中，法国某公路桥的加筋土桥台修建在软弱土地基
Ｅ，已安全运营了ｌｊ年（至１９９２年），与传统方案相比节约费用达６０％；俄 罗斯某公路桥的加筋土桥台高达３０ｍ，于１９６４年建成，至今状态良好（至１９９２
年）。

文献［６５］进行了土工格栅加筋土桥台的模型试验，并采用有限元法分析
了加筋土桥台的受力情况和内部破裂面，采用弹性理论分析了加筋土桥台的 沉降计算与预测。通过实测计算结果分析得出，加筋对桥台枕梁的局部荷载

扩散作用的改善并不明显，其作用体现在改变土体内应力状态，降低局部屈 服破坏。认为布筋设计计算时，荷载扩散角应根据台前台后荷载扩散作用的 不同而采用不同的扩散角。加筋土体的破裂面采用朗金（Ｒａｎｋｊ Ｒｅ）破裂面较
适合。

文献［６１］分析了导致一些加筋土桥台产生大量的不均匀沉降，以及由此 引起的钢筋混凝土结构断裂等破损现象，并认为由以下原因造成：ａ）桥台底
座的支承面不足，路堤填土承受的应力较大；ｂ）桥台底座的受力不均匀，导 致路堤填土产生不均匀沉降；Ｃ）加筋土路堤填土碾压不密实或不均匀：ｄ）路 堤填料不符合设计要求。

４．用重锤夯击法处理桥头路堤 对于台背不易被压路机碾压的“死角”，可采用重锤夯击处理方法。夯实

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机械宜采用重ｌＯＯｋＮ夯锤，提升高度６～８ｍ，夯击能量为６００～８００ｋＮ?ｍ，夯
锤面积为３．５ｍ？，夯击影响深度约为５～ｌＯｍ。对于台背及耳墙附近，则应减小 夯锤提升高度至２～３ｍ和增加锤击次数，以免伤害桥台（程翔云。“｝，１９９７； 李小重“““，１９９９；刘文会【““，２００２）。也可以将５～１０ｋＮ的夯锤，提升２．５～

３．５ｍ的高度，对填筑厚度约１．Ｏｍ的土层进行夯实”“。黄培元（２０００）…认为， 在台背这一特殊区域，为避免对结构物造成不利影响，夯锤不能太重，重锤
夯击的作用范围只能在表层一定的深度内，因此不能以最后采用重锤夯击而

忽略对分层碾压的质量控制。 ５．用“水撼砂”法处理桥头路堤 所谓“水撼砂”法就是利用水的渗透压力进行砂层加固的一种方法。即
在松散砂砾土层的表面灌水，依靠水的下渗作用产生的动水压力，使砂砾的 孔隙被细纱填充，从而达到提高砂土密实度的目的。卢远兴等人（１９９８）””

通过现场试验发现，约１．Ｏｍ厚的松散砂砾层，经过５天的“水撼砂”法整治 后，砂砾层表面能沉落近０．１ｍ，压实效果明显。用灌砂法进行密实度检测得， 距表层０．２ｍ处的密实度达到了９０％～９３％，距表层０．８ｍ处的密实度达到了９８％， 密实度由上至下逐渐增加，符合“水撼砂”法的加固特性。在现场试验成功
的基础上，进行了大面积的“水撼砂”法旌工，桥头路堤高约９ｍ，长约３０ｍ， 砂层底部厚度控制在ｌ～１．５ｍ，砂层中上部厚度控制在０．８～ｌｍ，用“水撼砂” 法约一个月即完成了路堤填筑，密实度经检测均在９８％以上。工程竣工后已运

行了８年，桥头路堤仍相当稳定，未出现桥头跳车现象。陈望林（１９９９）”…、 扬学广等人（２００１）”０１采用天然砂粒作为填料，每层填筑厚度不超过０．５ｍ， 注水饱满后，用插入式振捣器进行充分振捣，直至密实。采用此方法，处理 了多座桥头路堤，达到了非常理想的效果，至今未发生桥头跳车现象。

６．桥头设置搭板和枕粱
上置式钢筋混凝土搭板是布置的基本形式，它一端支承在桥台上，另一

端简支于枕梁上。搭板既可水平放置，也可倾斜布置。板厚可均匀，也可渐 变。搭板的设计按简支板进行，枕梁按弹性地基梁计算。搭板的长度一般都
小于１０ｍ，６～８ｍ居多，极个别情况可达１５ｍ（扬国忠，１９９２）”…。

桥头搭板的设置，可使刚性桥台和柔性路基间的刚度逐渐变化。但由桥
台基础和台后土体工后发生的沉降差将使桥头搭板的纵坡发生变化，从而影

响行车的舒适性。经调查检测，若由桥台与台后土体之间的工后沉降差引起 的搭板纵坡变化值大于４～６‰时，就会对行车的舒适性产生影响”…。这说明， 解决桥头跳车的问题除了使路面的刚度逐步过渡外，还必须使台后路基具有

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足够的强度和稳定性，严格控制路桥间的沉降差。否则，设置的桥头搭板将
失去应有的功能。

赵峰等人（２０００）。…、陶世群（２０００）”。１将由路桥间的沉降差引起的， 在桥头搭板两端形成的路面纵坡转折，近似地按２个相切的反向竖曲线考虑， 如图卜９所示。认为车辆在竖曲线上行驶时，将产生离心加速度ａ＝Ｖ ２／Ｒ，
式中Ｖ为行车速度，尺为竖曲线半径（Ｒ＝Ｌ／Ａｉ，Ｌ为搭板长度，Ａｉ为纵向坡 度差）。当车辆通过桥头时的离心加速度ａ大于重力加速度ｇ＝９．８ｍ／ｓ＝时，将

产生明显的跳动和冲击。
纵坡ｉ
‘ｒ＿——

ｊ＿

’／一

沉降差ｈ

一
Ｉ
桥面

ｊ∑
路面

。／

…。１一一——一—１１。。’’。’｛ｒ’————一
搭板长Ｌ

图卜９桥头纵坡变化示意图

根据顾锋（１９９６）“。的介绍，日本高速公路设计规范认为，设置在软弱 上地基上的桥台，因地基的残余下沉很大，且这种下沉会长期持续下去，因 而不能获得设置桥头搭板应有的效果，可不设置桥头搭板：另一种情况是，

在桥台高度不足６ｍ时，台背填料为未筛砾石及硬岩等，通过碾压也不能使之
细化时，也可不设置桥头搭板。王金万（１９９３）”“也提出，只要技术处理措 施得当，质量控制有保证，为节约投资，可不设搭板。

７．改进桥台与路基交界处的路面结构 文献［７５］认为，从理论上讲，单纯的路基沉降是可以通过施工方法，施
工管理的改进，以及出现沉降后的路面养护和补强等措施来逐渐消除。但从 实际效果来看，并不理想。因此，还应该从结构上寻找原因，并采取必要的

措施加以改进。于是提出了使路面体系逐渐过渡的改进方法，如图１一１０所示。 采用综合模量法。“。３分析了桥头对接的两个路面体系抗变形能力的差异。
图１一ｌ（）Ａ结构中，Ａ点右侧第二层土表面的综合模量只有２００ＭＰａ，与左侧桥

台的２５０００ＭＰａ（取水泥混凝土的弹性模量）相比相差１２５倍。差异如此悬殊 的抗变形能力，势必造成轮载作用下的路面面层在Ａ点受剪破坏。可以认为 路面体系在桥头Ａ点的结构突变是造成桥头路面错台和剪切破坏的主要原因
之一。如何消除和减少结构突变的影响，使两个对接的性质不同的路面体系

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在抗垂直变形能力上逐渐过渡．应该是桥头路基结构改进的主要目的。图 卜ｌｏＢ是改进方案之一，由Ｂ至Ａ再至Ｅ，结构是连续变化的，其综合模量也
是渐变的。经计算，面层下桥头Ａ点左侧和右侧的基层体系综合模量依次为 １６２６ＭＰ’ａ和９１９ＭＰａ，仅相差１．７７倍，基本消除了结构突变的影响，达到了使 路面结构在桥头＾点的逐渐过渡，使轮载作用下Ａ点两侧的路面弯沉趋于一 致，从而大大改善了桥头路面结构的受力状况。

ｉ

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基层
ｌ

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底基层

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Ｉ
路堤

／桥台＼

‘卜

‘

图卜１０Ａ常用的桥头路面结构示意图

图ｌ＿ｌＯＢ改进的桥头路面结构示意图

岳永福等人（２０００）。…认为，桥台的不同类型对台后路堤碾压施工的影 响也是不一样的。埋置式框架肋板桥台的台后填土最难压实，重力式桥台次

之，桩柱式桥台最小（桩柱式桥台的施工顺序是先填筑路堤，再施工桥台桩
基和台帽）。桥台设计选型时，除应遵循正常的设计要求外，还需考虑桥台型 式对施工的影响，尽量为施工和质量控制创造条件，减小台后路堤沉降。 王广山（１９９６）。”认为，将桥头锥坡改为悬臂式或扶壁式挡土墙，可有 效阻止台后土体的滑动，减少雨水的下渗，改善填土的压实条件，其效果已 在荚、德等国得到了肯定。

８．桥头路面预设反向坡度
当能预测出路基沉降规律时，为争取工期，可采取在台堤结合段预留反

向坡度（类似于设置桥梁预拱度的作法）。崔艳梅（２０００）””‘认为坡度大小应 根据台堤间的沉降差确定；赵峰（２０００）。…１建议黄土路堤的预留沉落量为堤
高的１％～１．５％；程翔云（１９９７）。”１介绍在路面铺筑之前预加抛高１４～１６ｃｍ，

待路面铺完之后，沉降量就能达到这个抛高值的５０％以上；罗惠智（１９９９）…
对软基路堤纵向出现凹状下沉，并在沉降未完成的情况下，设计加铺了一层 不影响行车的凸形变坡段，其两端的纵坡变化值控制为５‰。

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宣道光等人（２０００）”１１结合桥头差异沉降后加铺罩面的修复施工实践，

根据高速公路线型设计技术规范，提出了桥头沉降加铺罩面设计长度的计算
公式。并认为应定点、定期观测桥头的垂直沉降。为使修复的罩面的线型流 畅，线型设计采用了反向竖曲线，并使凹凸竖曲线半径大于公路工程技术标

准规定的极限最小半径。

１．３．３技术条件与变形控制研究
１．台背回填“刚柔过渡”的设计思想 路面在台背回填处出现沉陷或断裂，车辆通过时产生跳车，是已投入使
用的高等级公路普遍存在的一个问题，严重影响了公路的使用品质。路面在 台背回填处出现沉陷或断裂的主要原因是由于台背与回填土间的不均匀沉降

大到路面强度不足以抵抗的程度所致。而产生不均匀沉降的因数有回填土强 度、高度、密度、压缩性、刚度等。就设计方面而言，公路现行规范仅对台
背回填土的压实度要求与同层位置路基填土的压实度相同，在有些情况下，

加设钢筋混凝土搭板和枕梁。经过实践认为，除应保证台背回填土的压实度
要求外，还应选用强度高、压缩性小、刚度大的材料，以减小台背回填料的 沉降变形，并对回填料的刚度提出要求：在台背加设钢筋混凝土搭板和枕梁，

不能从根本上消除或减小台背与回填土间的沉降差，同时还会使钢筋混凝土
搭板尾端与路基的接头处出现刚度突变，引起台背处和搭板与路基接头处发
生翘起和下沉破坏。

基于台背回填设计上的不足，蒋雪功（１９９７）””提出了台背回填“刚柔 过渡”的设计观点。认为桥台结构物是用刚性很大的坚石砌筑或钢筋混凝土 浇筑而成，是刚弹性体，而路基是用柔性较大的土壤填筑而成，是弹塑性体，
路基与桥台间存在较大的刚度差，这个刚度差的存在必然引起路基与桥台间

产生较大的塑性变形差和刚度突变。使路桥间存在的这个刚度差和塑性变形 差在路桥间的一定范围内渐变，并保证渐变后任一点的刚度差不致引起跳车，
任一点的塑性变形差不致使路面沉陷或断裂，就是台背回填设计的“刚柔过
渡”思想，如图１一ｌｌ和图１—１２所示。

由图卜ｌｌ和图ｌ—１２可知，台背回填长度的确定与刚度差△ｄ＝文一玩、

刚度坡度ｉ．＝ＡＳ／Ｌ，、塑性变形差Ａｌ＝，：一，．、塑性变形坡度ｉ：＝△，／三：等参数
有关。由刚度变化示意图求得的台背回填长度称之为台背回填刚度过渡长度
￡．，由塑性变形变化示意图求得的台背回填长度称之为台背回填塑性变形过

渡长度厶，台背回填过渡长度取二者中的大值，既保证了刚度差对台背回填

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台背处路面不沉陷、断裂和跳车。

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跃度的要求，又满足了塑性变形差对台背回填长度的要求，可从根本上保证

刚度＾
６７

刚度
６：
１
Ｊ

１

、０

６

路堤
Ｌ

桥台

线路纵向

一

路堤过渡段
【————

～』

桥台
Ｉ

。

—

ｈ

线路纵向

ａ）刚度突变

ｂ）刚度渐变

图１—１１刚度变化示意图
ｌ塑性变形
ｊ

＾塑性变形

Ｉ
一

ｌ
Ｉ：１一一

ｌ——————

ｌＩ
路堤
‘

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Ｌ

桥台
Ｊ；；—一

！路堤过渡段
线路纵向
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一一一

桥台

一
线路纵向

ａ）塑性变形突变

ｂ）塑性变形渐变

图ｌ＿１２塑性变形变化示意图 路基与桥台间的刚度差和塑性变形差可通过设计计算确定。确定台背回

填刚度过渡长度￡．的关键是确定刚度渐变坡度ｉ．值，极限最大ｉ．值的确定原则
是保证不因刚度变化过大而产生跳车。确定台背回填塑性变形过渡长度厶的

关键是确定塑性变形渐变坡度ｉ，值，极限最大，，值的确定原则是保证不因塑性
变形变化过大而使路面产生沉陷或断裂。ｉ．和ｆ＇值可通过有关试验确定。

从理论上讲，实现台背回填的“刚柔过渡”有两种方法，其一是在台背 回填范围内使用能从路基土刚度渐变到桥台结构物刚度的变刚度材料（实现
起来非常困难），其二是使用刚度介于路基与桥台结构物材料刚度之间的某种 材料，但沿线路长度方向变化其厚度，使台背回填整体刚度沿线路长度方向

逐渐变化，从而实现台背回填的“刚柔过渡”。

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２．不均匀沉降控制标准 实践证明，路桥间产生的工后不均匀沉降是难以避免的，但必须提出一 个合理的不均匀沉降的控制标准，以保证不致引起路面发生过量沉陷和断裂， 产生跳车现象。 关于路桥间的不均匀沉降控制标准，实质问题是台背路基工后沉降的容 许值（包括一般路段工后沉降的容许值）。由于容许的工后沉降（又叫剩余沉
降或残余沉降）涉及的问题较多，其取值直接影响到工程造价和道路的使用

性能，国内外的看法也不一样，并随着看问题的角度不同也在变化。 １９６７年，日本道路协会编写的道路土工指针曾规定，当土方工程结束后 立即铺筑高等级路面时，路堤中心处剩余沉降量的限值，对一般路段为１（）～
３０ｃｍ，与桥梁等邻接的填土部位为５～ｌＯｃｍ。１９７０年，日本道路公团编写的

关于土工、路面、排水及绿化的设计要领准则要求，一般路段的剩余沉降量， 规定为预计的最终沉降量和路面工程结束时的沉降量之差，但进行预压处理 时，则把卸荷以后的沉降量作为剩余沉降量来考虑，取值采用以下原则：① 当涉及到路面工程结束后的路面平整度时，容许值为１０ｃｍ：⑦当涉及到箱涵 丌挖施工的预留沉降量时，容许值为３０ｃｍ。１９８９年，日本道路协会编写的软 土地基处理技术指南…１要求，路面铺筑后３年内，路堤中心处容许沉降可由 道路的重要性决定，与桥梁邻接的填土段（桥头引道）以ｌＯ－－３０ｃｍ控制。最 新的同本高等级公路设计规范Ｉ…已不考虑容许工后沉降，重点放在填方稳定 分析上，其原因有：①采用经济的施工办法，无法减少长期沉降（主要指次 固结沉降）：②道路填方时，即使长期沉降量很大，在维修管理阶段也能控制： ③地基沉降量随时间的变化关系难以预测。 德国交通部１９９０年新颁布的软弱地基上道路建设规范”“对预压的规定
为，预压荷载的高度及作用时间必须保证，道路运营期由于堤身自重及行车 荷载作用，不能引起地基土的初期加荷。即要求预压期末地基土中任一点处， 固结后达到的孔隙比所对应的当量应力，不能被运营期该点的有效应力所突 破。次固结在这种预压处理后可以忽略不计。

根据国内的资料介绍”“，美国除对桥头引道规定１２．７～２ｊ．４ｍｍ的容许差 异沉降外，路面容许总沉降或差异沉降常不作规定，一条道路的工后沉降 ０．３０～０．６ｌｍ是容许的。文献［８８］根据美国、加拿大公路部门和研究所在２０ 年间对８００多个桥头现场调查资料分析后认为，对于设置长度为６．１～９．１ｍ 的桥头搭板，引道与桥台沉降差约为２５．４ｍｍ时，不会造成桥头跳车。法国要 求桥头引道部分的容许工后沉降为３～５ｃｍ（若搭板长度为８ｍ，纵坡变化值为

西南交通大学博士研究生学位论文 对软基桥头纵坡的变化限值为４‰（王亦麟””，２０００）。

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：｛．８‰～６．３‰），在一般路段为ｌＯｃｍ，对应的地基固结度为８５％～９５％。瑞典

根据以上资料，文献［８７］认为，日本对工后沉降的重视程度逐渐减小， 主要把问题放在养护中解决，这样可减少一次性的投资，但养护工作的质量 水平、所用机械的自动化程度必须要有一定要求，否则必然影响道路的运营
效率。德国对预压的要求很严，希望通过预压达到控制次固结的目的。法国 与美国对桥头的差异沉降控制很重视。 国内对公路路基工后沉降问题的研究，在文献［８９］中已涉及到。研究报

告根掘对桥头引道及一般路段实测沉降结果的分析，参考日本、美国的标准 及国内建工部门对建筑物基础容许沉降的要求，对工后沉降提出的建议是： ①中低级公路以稳定为主，路堤中心处容许工后沉降不作规定，视使用情况 通过养护弥补；②对于高等级公路，铺筑路面２０年内，邻近桥梁等人工构筑
物的路堤段（其长度根据路线纵坡取５０～ｌＯＯｍ）的容许值为１０～２０ｃｍ，其它
路段为３０～５５ｃｍ。

交通部第一公路勘察设计院在京津塘高速公路设计时，根据该路的实际

条件，参考有关的研究成果，在征求了国内外有关专家学者意见的基础上， 更具体地制定了所用的容许工后沉降标准：①主线上的大、中、小桥及通道， 在与两端填土毗连处取０．１ｍ，涵洞处取Ｏ．２ｍ，其它取０．３ｍ：②分离式立交的
跨线桥与引道路堤填土毗连处，在被交道路为一级时取０．２ｍ，在被交道为二 级或二级以下时耿０．３ｍ，引道填土部分分别为０．４５ｍ和０．６ｍ。在京律塘高速

公路之后设计的广佛、杭甬、深汕等高速公路，对容许工后沉降也参考国内
外情况作出了相差不大的规定。《公路软土地基路堤设计与施工技术规范》
（．１１、Ｉ】０ｌ ７—９６）”“中，对容许工后沉降有如表卜４所列的规定。

程翔云等人（１９９７）‘…认为，尽管现行规范提出了在路面设计使用年限
（指大修年限，约ｌ ５～２０年）内，与桥涵毗连的路基容许工后沉降值为ｌ（）～ ２０ｃｍ，但根据实地调查，在高速公路上，错台高差超过１．５ｃｍ，就会出现跳车

现象。也就是说，路堤在完成１０～２０ｃｍ的工后沉降之前，须对桥头路基路面 进行多次中间维修。于是，摆在工程技术人员面前的任务是；①从设计和施 工上采用有效措施，尽量减小工后沉降，防止桥头跳车现象发生：②一旦出 现跳车现象，应采取快速有效的治理措施，尽量缩短中断交通的时间。

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表ｌ一４容许工后沉降 道路等级 桥路相邻处
≤０．１ｍ
≤０．２ｍ

涵洞或箱型通道处
≤０．２ｍ ≤０．３ｍ

一般路段
≤０．３ｍ

高速公路、一级公路 二：级公路（采用高级路面）

≤０．５ｍ

陈永福等人（Ｊ９９６）”…认为，只要是连续的斜坡式沉降，并将工后沉降

值控制在４～５ｃｍ内，使桥背第一块混凝土板的沉降坡度小于１％，对刚性路面
的正常使用就影响不大，并能消除跳车现象。 张奎鸿等人（１９９３）”“”根据对沪嘉高速公路９年的跟踪调查取得的观察

资料研究后认为，由路桥间工后沉降差造成的路面纵坡变化率在２％ｏ～：ｊ‰之 内，则会避免高速行车时有跳车的感觉。
叶见曙等人（１９９５）”“通过对４座桥头搭板的技术状况现场调查与分析 后认为，当车速为９０～ｌＯＯｋｍ／ｈ，桥台与台后土体之间的工后沉降差产生的搭

板纵坡变化率在４‰～６％０以下时，就不会影响行车的舒适性。
王亦麟（２０００）”＝。ｌ根据杭甬高速公路桥头跳车的调查分析结果认为，当 车速为１２０ｋｍ／ｈ，由工后沉降引起的纵坡变化小于４‰时，未有行车不舒适感。

冯忠居（１９９９）”“认为，桥头跳车对行车的影响既涉及道路（包括桥头） 线型，又涉及车型、车速，同时又与司乘人员的心理因数有关。经采用桑塔 纳轿车、东风一１４０载重汽车等典型车辆在二级以上公路有桥头跳车路段实地
行驶的测试结果表明，车速在６０～１４０ｋｍ／ｈ范围，桥头设搭板时，搭板纵坡

的变化值大于８％ｏ后，将引起强烈的振动颠簸，并导致车速明显降低；桥头未
设搭板时，错台高度小于１．５ｃｍ，对车辆行驶无明显影响，错台高度在１．５～

：ｉ．５ｃｍ，车辆行驶速度受到～定影响，并产生较明显振动颠簸，错台高度在 ３．ｊ～ｊ．Ｏｃｍ，车速将明显降低，同时产生明显振动颠簸，错台高度大于５．Ｏｃｍ，
则不仅减速与颠簸现象更明显，且驾驶员在行驶速度超过８０ｋｍ／ｈ后，有掌握 方向困难的感觉，对行车安全也将造成不利影响。 文献［９２］认为，由于各种因数的影响和作用，公路在建成使用后尚无法

完全避免错台的出现，加强定期维修养护是必要的。经初步的测试分析，桥 头错台对行车的影响，在错台高度有ｌｃｍ时已有颠簸感，错台高度大于２ｃｍ 后有明显的颠簸感，错台高度达到４ｃｍ后，对车辆行驶速度影响较大，减幅 平均达９ｋｍ／ｈ，有显著的颠簸感。路桥间的沉降错台达到２～４ｃｍ时，应立即
进行修补，其中，沥青路面可采用低值，水泥路面采用高值。

据文献［９３］介绍，美国大约有２５％的桥梁受到桥头跳车的影响，每年为此 花费的维修费用高达ｌ亿美元。认为５‰的坡度是桥头搭板的容许坡度，当预

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的桥头搭板。

第２９页

测台背填土将有较大沉降产生时，应专门设计一种可灌浆使其抬高或可维修 Ｒ本高架桥构造研究会曾采用定量描述乘车舒适感的方法，在名古屋一 神户高速公路的桥梁与引道结合部，使用专用的测试车检测了桥头行车的舒 适性。由测试资料得到了不同等级的乘车舒适感等级，并认为：①错台高度 达２（）～４０ｍｍ、汽车以６０ｋｍ／ｈ通过时，乘车的舒适性即受到破坏；②局部凹陷 坡度在２％以上、深度达１５ｍｍ左右、汽车行驶速度在８０ｋｍ／ｈ以上时，乘车的
舒适性也会受到破坏。 公路桥涵地基与基础设计规范（ＪＴＪ０２４—８５）“”对桥梁相邻墩台问的沉降

差限值规定为ｌ△｜＿ｏ．０１√￡，其中Ｌ为墩台间的最小跨径长度（ｍ），￡≤２５ｍ时 取Ｌ＝２５ｍ，由此可得Ｉ△Ｉ≥０．０５ｍ。由桥梁相邻墩台间的不均匀沉降引起的桥面

纵坡变化值有Ｉｆ｜＿ｏ．０５／Ｌ，当Ｌ≤２５ｍ时：或ｌｆ｜＿０．０１／√￡，当Ｌ≥２５ｍ时。
据文献［９ ６］介绍，美国ＡＡＳＨ‘１＂０于１９９２年建议，不均匀沉降导致的桥梁

墩台之间的可允许转角，简支梁桥为５‰，连续梁桥为４％０；当桥梁墩台为加
筋土桥台时，允许转角减半。

周虎鑫等人（１９９６）”’通过对公路路面的功能性要求（纵坡、横坡、平 整度）和结构性要求（路面结构强度）的分析，得出了不均匀沉降控制指标 为４‰的结论。也就是说，不均匀沉降控制在４‰以内，既不会影响路面功能 性劣化，也不会使路面结构解体而破坏。 张兴强等人（２０００）””通过对半填半挖路基的弹塑性动力有限元分析，
计算出了在汽车荷载和土体自重共同作用下产生的差异沉降，对沥青路面受

力和变形特性的影响，得出了路基挖填方的固结差异沉降值达到２ｃｍ时，将
使沥青路面在填挖交界处约１ｍ的范围内出现贯穿整个路面的破坏区。

何兆益等人（１９９６）”…针对高等级公路软基不均匀沉降问题，提出了地 基不均匀沉降对路面结构产生附加应力的分析模型，分析了不同沉降值对路
面响应的影响，得到了以基层底面弯拉强度作为控制条件，软基容许的差异 沉降标准为５．５ｃｍ，其容许沉降坡差为４‰。

３．搭板设置计算分折
１）搭板类型 搭板类型有单段式搭板和多段式搭板之分。单段式搭板是指台背只设置

一段长的搭板，板的近台端搁置在背墙顶面或从它外伸的牛腿上，板的远台
端则根据支承方式分为设置枕梁和不设置枕梁两种。枕梁是用来传递搭板上

的部分荷载于地基之上，同时又能增加搭板的横向抗弯刚度。通常，枕梁嚣

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于搭板远台端的下方。当搭板较长时，可将枕梁向台背方向作适当移动，形

成悬臂结构，这样做既可减小搭板的厚度，还可使路堤与搭板之间得到较好
的过渡。不设枕梁时，通常是将搭板的远台端增厚ｌ Ｇｅｍ左右。”。。

当搭板的设计长度超过８～１０ｍ后，宜将搭板设计成多段式，并在板间的
接头位置设置枕梁，以使板厚减小，沉降平顺。目前，国内采用两段式搭板 的居多，个别地方也采用三段式的。根据板段间连接方式的不同，又可分为 设似铰的多段式搭板和带埋板的搭板两种。设假铰的做法就是将板段的分界

截面上丌一浅槽，其间塞填缝材料，并用交叉钢筋或短钢筋拉杆穿过未被截 断的截面。其中，假铰的下面一般都设置枕梁，也有未设枕梁的。也有将桥
头搭板和混凝土路面合二为一进行设置，成为钢筋混凝土路面，板段之间全 部断丌，按胀缝设置和灌注填缝料。带埋板的搭板是在搭板的尾端加设一段

浅埋的变厚度板（称为埋板），长约３～５ｍ，可使路面的刚度向路堤方向渐变，
改善二次跳车的现象”。 搭板的制作宜采用整体现浇的方式。国内曾采用过预制的结构，虽然具 有施工快速，易于维修等优点，但安装时与路基结合不易密实，易产生纵向
裂缝，整体工作性能差，已较少使用。 ２）埋置方式

搭板的埋置方式有平置式和斜置式。平置式搭板的纵坡与路面的设计纵

坡平行，搭板的近台端搁置在台帽背墙的牛腿上或背墙顶面，远台端则搁置 在枕梁上。平置式搭板埋设方式适用于刚性路面的情况。斜置式搭板的纵坡
一般不大于５％，与平置式搭板的不同点在于搭板远台端深埋在路面基层以下 或者置于路面面层与基层之间。斜雹式搭板埋设方式适用于柔性路面，有利 于从刚性桥面到柔性路面的过渡。
：ｊ）计算分析

桥头搭板两端的差异沉降计算模型如图ｌ—１３所示””０１。
Ｓ。一Ｓ．＝Ａ，－Ｌ。

（１

２）

式中：

ｓ。一一搭板尾端路基工后沉降值（ｍ）； ｈ一一桥台基础工后沉降值（ｍ）；
△．一一搭板纵坡变化值；

￡。。一一搭板长度（ｍ）。
Ａ＝ｊ’一ｆ

（１—３）

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式中：

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ｉ’一一沉降稳定时纵坡：

ｆ一一竣工时纵坡：
其余符号同前。

』一

竣工时

、，

｝『＿ｊ

ｉｊ汀～—ｒ＝～ｌ—ｉ■一秸定日彳一＾ 驴仳二?二三二二二二：二｝：∑～』登！～
；煎皇｛局部脱空
搭板长ｌ。、

Ｓ

图卜１ ３搭板纵坡变化示意图

对于式（卜２），以容许工后沉降值ＩＳ。】取代实际沉降值Ｓ。，以容许路面 （搭板）纵坡变化值【△，】代替实际纵坡变化值Ａ，，得： Ｉｓ，，】－Ｓ。４－【△Ｊ】Ｌ。。
础的总沉降值ｓ，。减去施工期间已完成的沉降值Ｓ。，即：
（１—４）

关于桥台基础的工后沉降值ｓ。，根据地基基础沉降的计算方法，等于基

Ｓ巾＝Ｓ，＾一Ｓ“＝Ｓ，＾（１一ｓ曲／ｓｍ）＝口１Ｓ，＾

（１—５）

式中，口．为桥台基础工后沉降值占基础总沉降值的比例系数（地基土类
型系数），主要与地基土类型有关。文献［１ ０１］建议，低、中、高压缩性饱和

粘土，分别取０．４、０．７、０．８５；桥台基础的总沉降值ｓ。可按我囡现行设计规 范规定的分层总和法计算得到。根据我国一些公路桥梁基础计算和试验资料 的统计分析，在正常的设计和施工条件下，对钢筋混凝土简支梁（板）桥，
有经验公式（公路桥涵地基基础设计规范）“６１：
Ｓ『＾＝口２Ｌ

（Ｉ一６）

式中，￡为桥梁边跨跨径；口，为考虑桥台基础形式的系数，一般情况下
桩基础可取１／５００，扩大基础可取１／３００。 这样，桥台基础预期工后沉降值ｓ。可写为：
Ｓｍ＝瑾ｌａ！Ｌ

（卜７）

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必须注意的是，按式（１ ７）得到的Ｓ。应小于现行设计规范规定的限值。

关于桥头路面纵坡容许变化值ｌ△，ｌ的确定是非常困难的。文献［１００］将桥
头的沉降过程分为三个阶段：竣工时的状况①（桥面及搭板的纵坡与路面设 计纵坡，一致），桥梁墩台沉降稳定时的状况②（桥面纵坡变为ｉ。、搭板纵坡 变为ｉ。且‘＝ｉ，，相等），路基沉降稳定时的状况③（桥面纵坡仍为ｊ。、搭板
纵坡变为ｆ），如图卜１４所示。

９一Ｘ

Ｓ

图卜１１桥头路面纵坡变化过程示意图

当桥头的沉降从状态①变为状态②时，路面纵坡的变化值Ａ．＝ｉｈ—ｉ，主 要是由相邻桥梁墩台问的不均匀沉降造成，该值不能过大，否则将引起桥面
破坏、伸缩缝挤坏、以及支座工作条件劣化等现象出现，各国的桥梁设计规 范对此值均有限制。图卜１５是按照我国、日本和前苏联的公路桥梁设计规范

中的有关条文整理出的桥面容许纵变化值ｌ△．１与桥梁跨径￡之间的关系曲线。
由图卜ｌ ５可见，按我国和日本的设计规范，桥面容许纵坡变化值随梁跨跨径

而发生变化，但达到０．２％后就变化很小；前苏联设计规范将桥面容许纵坡的
变化值限定为０．２％。从严格控制桥梁墩台间不均匀沉降的角度出发，可取

【△，】＝０．２％。
当桥头的沉降从状态②变为状态③时，路面纵坡的变化值△，＝ｉ．一ｉ。，主
要的特征是桥面纵坡与搭板纵坡不相等，两者之差即为路面纵坡差，其大小

对桥头行车的平顺性影响较大。若纵坡差较大，即使设置了桥头搭板，高速 行驶的车辆仍会在桥头发生严重的跳车现象。现行的设计规范对于高速公路 桥梁桥面与引道搭板之间纵坡差的限值没有明确规定，但基于高速公路桥头 跳车现场调查资料分析（Ｄａｎｊｅｌ等人”…，１９９０；张奎鸿等人”“，１９９３），可得 当纵坡差分别低于０．２８％～０．４２％和０．２％～Ｏ．３％时，能避免桥头跳车情况的发 生，故可取Ｉ△，ｌ＝Ｏ．２％。

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≤｜
图ｌ－ｌ

０

５
Ｌ／ｍ

２０

２５

：ｊ０

３５

５桥面容许纵坡变化值Ｉ△，ｌ与桥梁跨径￡之间的关系曲线

综合以上分析，以竣工时桥面和搭板的纵坡为基准，得桥头路面纵坡的

变化限值【△，】＿【△１】＋【△：】＝ｏ．４％（叶见曙”…，１９９７）。将该值和式（１～７）代入
式（卜１）中，有：

ｌｓ“Ｊ＝口１ａ２Ｌ＋ｍ００４Ｌ“

（卜８）

从经济观点ＳｎＩ程实际出发，取陋。】＝ｏ．１ｍ比较合理”“，工后沉降控制过
严，地基的加固费用将剧增，技术上也会遇到较大困难。将该值代入式（１—８）
中，有：

Ｌ：！：！二鱼堕圭
‘“０．００４

（卜ｇ）

式（１—８）即为搭板长度的计算公式。从上述的分析过程可看出，搭板的 长度与桥台及台背路基的工后沉降值大小有关（也就是路桥间的工后沉降

差），同时还受桥头路面纵坡变化值的影响。此外，顾锋（】９９６）”“认为，搭板
的长度还应结合以下几个因数综合考虑确定，其一是搭板的长度宜跨越破坏

棱体的长度，其二是搭板的长度宜跨越填土前预留缺口的上口长度，其三是 搭板受力的有效长度应得到保证。王亦麟（２０００）”“认为，要完全依赖桥头 搭板来控制路桥问沉降差引起的纵坡变化，搭板的长度必须足够长，对大多 数中小桥来说，是非常不经济的。根据工程经验，工后沉降所引起的纵坡变 化点，绝大部分位于距桥台的８ｍ以内。将搭板的长度控制在１０ｍ以内比较合
理，但也不宜小于３ｍ。

关于搭板的宽度，日本、德国和加拿大等国做到了两侧路缘石边缘的位

置，并用柔性材料与路缘石隔离（顾锋““，１９９６）。国内搭板的宽度大多做的 较窄，一般取桥台两侧耳（翼）墙之间的净宽，也有将搭板两边做到路缘石

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内约０．５ｍ处。按照搭板的受力分析，将搭板做得宽些较为有利，可将搭板宽 度做到与桥面宽度相等。 搭板的厚度是决定搭板强度和刚度的主要尺寸。搭板的厚度受平面尺寸、 脱空长度、荷载大小、以及板底支承条件等因数的影响。 整体式桥头搭板的内力计算可采用样条有限元法、样条子域法、非线性

有限元法等进行搭板的内力分析（顾锋””，１９９６），实际应用时，多采用简化 的分析方法。对于不设枕梁的单段式搭板，可按简支结构进行计算，计算跨
径耿０．７倍实际板长。对于设置枕梁的单段式搭板，计算跨径可偏安全地取 ０．９倍的实际板长，并在搭板的上下缘采用相同的配筋。对于多段式搭板，则

视具体支承条件和参照单段式搭板的简化法计算（程翔云。“，１９９７）。王淑波 等人（１９９６）“。。””针对现有高等级公路桥头搭板设计中存在的主要问题，采 用非线性有限元分析方法，对桥头搭板的受力特性及影响因数（如板长、板 厚、斜度、板底脱空长度、地基刚度、枕梁位置等）进行过分析，提出了“内 力有效长度”的概念及计算方法，得到了如下主要结论：搭板受力随脱空长 度的增大而迅速增大，当脱空长度小于十六分之一搭板“内力有效长度”时，
脱空长度对搭板内力的影响可忽略不计；枕梁设置于四分之一搭板“内力有 效长度”（远台端）附近效果最好，位于二分之一搭板“内力有效长度”附近

效果最差；地基刚度越大，搭板内力和地基变形越小，当地基系数大于
２００ＭＰａ／ｍ后，搭板内力和地基变形几乎不发生变化，当地基系数小于８０ＭＰａ／ｍ 时，地基变形有急剧增大的趋势，建议在工程上通过控制填土种类和碾压密 度将地基系数控制在８０～２００ＭＰａ／ｍ范围内：搭板刚度与内力成反比，当搭板

厚度超过０．３ｍ后，搭板内力的变化已趋于平缓，搭板厚度以不超过０．３ｍ为 宜。郑健龙等人（１９９１）１…以悬空板和Ｗｉｎｋｌｅｒ地基板的组合模型作为桥头 搭板下部支承产生局部脱空以后的力学模型，用初参数法得出了荷载作用于
搭板不同部位时板中的应力分布规律，有如下主要结论：措板的最大应力大

致发生在脱空区中部；脱空区长度一定时，搭板的支承长度大于２ｍ后，对搭
板的应力已基本没有影响了；桥头未压实区（脱空区）的长度小于０．５ｍ后， 搭板的应力变化非常小。陈鹏等人（１９９８）“”“应用有限元法，对路桥过渡段

模型搭板在轴载作用下的受力情况进行了分析，分析中包括了搭板的几何尺
寸、材料因数、地基非均匀性、枕梁及沥青加铺层对搭板弯拉应力及变形的

影响。计算分析表明，在搭板模型中路肩的作用不容忽视，设置１．５ｍ宽的路
肩可以使搭板底部最大弯拉应力减小近２０％。

黄湘柱（１９９２）”ｏ“认为，在桥头设置搭板作为一种整治桥头跳车的措施，

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仅能起短期的效用，当台背路基沉降基本停止后，即转化为路堤的填充物。 现阶段主要是由于影响造价（约为小桥上部构造的两倍）和工期（需保证约
一年的自然沉落时间）才引起了极大地重视。结合国情，采取后期（竣工后） 修补的办法，可取得较好的经济效益。同时还根据涵洞顶板上覆土层较厚时， 基本不出现错台的现象，建议开展将桥头搭板深埋于土层中的试验，以观察 效果，取得经验。

４．台背路堤加筋设计方法
在桥涵、通道等横穿公路的结构物与构造物台背的路基填土之间，往往

因为刚度悬殊而产生阶梯状不均匀沉降，引起“桥头跳车”现象发生。理论 研究与工程实践均证明，采用土工加筋技术对台背路堤填土进行处理，对减 小构造物与路基之间的不均匀沉降有明显效果，这一新技术己在欧洲、北美、
日本、以及我国的高等级公路中得到了广泛应用。 张贵婷（２０００）“”…认为，土工合成材料加筋构造物台背的路基填土，主

要是利用土工合成材料与构造物之问的锚固力，以及与填土之间的嵌锁力和
界面摩阻力，将结构物与填土联为一体，增强其整体性，减少两者之间的不 均匀沉降。在台背填土中，采用土工合成材料加筋并不能提高地基的承载力， 也不能有效地阻止地基的沉降。因此，只有当地基具有足够的承载力，在填 土自重荷载与交通荷载的联合作用下，不致破坏而产生较大的沉降，土工合 成材料才会产生明显的效果。目前，在工程试验中获得成功的试验桥台高度
大多在４～１ ２ｍ之间，采用的土工合成材料多为ＣＥｌ３ｌ型ＮｅｔＩｏｎ土工网…”】。

喻泽红等人（１９９６）…ｏ”对土工网处理桥头差异沉降进行过非线性有限元

分析。计算结果表明，在土工网的布置区域内，填土沉降较小，而未布置土
工网的区域，填土沉降逐渐加大。因此，建议在台背填土范围内全长铺设土

：１二网，若填土范围较大，则应计算土工网的铺设长度（多按倒梯形布置），以
控制沉降纵坡。 同样，根据计算结果可知，土工网沿填土高度布置的层间距与填土的变 形有密切关系。沿填土上半部布置时，层间距不宜超过１ｍ，沿填土下半部布 置时，层间距不宜超过１．５～２ｍ。层间距过大，土工网与土界面间产生的剪应 力将大于其抗剪强度而发生滑移破坏。具体布置层间距时，可按合理的纵坡 坡度要求由计算确定。另外，还特别提出填土面层一定要布置土工网，以承 受汽车荷载以及路面重量，减小面层的沉降。

同样，计算结果表明，土工网与桥台的搭接形式（嵌固与不嵌固），对沉
降并无太大影响，仅在桥头端部稍有区别（后者最大沉降９．６ｍｍ，前者最大沉

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降８．２ｍｍ）。土工网不嵌固在桥台内也能发挥降低沉降的作用，主要是因为土

与土工网接触面以及土颗粒之间的摩擦咬合作用增强，致使土体的剪应力及
界面剪应力比土工网嵌固在桥台内更高，在桥台端部尤为明显。在实际工程

应用中，建议将土工网尽可能嵌固在桥台内，以防止土工网在施工过程中被
折叠而不能充分发挥传递界面应力的作用。
文献［９６，１１ １］根据加筋土体的平衡分析，提出了台背路堤布设拉筋间距 的计算公式：

州：

；

型！堕

；

（１—１０）

％＾Ｐｏ卜》”≯Ｉ
式中：

ＡＨ一一距路基表面深度ｚ处的拉筋间距（ｍ）； ｒ。一一拉筋材料的纵向设计抗拉强度（Ｎ／ｍ），按６０％的抗拉强度取值；
Ｈ。一一路基顶面与构造物基础顶面之间的高差（ｍ）； ｚ一一上一层拉筋材料的铺设位置距路基表面的垂直距离（Ｔ１１）；

Ｆ。一一拉筋材料的拉抻模量（Ｎ／ｍ），取与设计强度对应的割线模量： ‰一一填料压实后的重度（Ｎ／ｍ‘）； ，，。一一标准轮压，其数值为０．７Ｍ［，ａ。
拉筋材料的层间距计算公式（卜１０）是通过对桥台、拉筋及土体三者之

问相互作用的力学特性和变形特性进行系统理论分析后提出的理论公式。其
基本假设是忽略土体及拉筋水平方向的位移，认为在正常工作状态下，两者

只产生垂向位移。同时，设拉筋材料在垂直方向上的位移Ｗ沿线路纵向的变

化率ｄｗ／ｄｘ远小于ｌ，则在线弹性条件下可得拉筋材料的非线性控制方程：

７’害＋冬掌＋ｇ：０（１－１ ｌａ）
—ｄ—ｌ＂＋ｆ：０
ｄｒ

（１—１ ｌｂ）

式中：

７＿一一拉筋材料张力；
ｗ，一一拉筋材料垂直位移；

ｑ——填土对拉筋材料的垂直力： ｆ——填土对拉筋材料的水平力。

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根据室内外试验观测到的拉筋材料的变形特性，可将”，表示为：
Ｈ—Ｈ＿。、（１一Ｐ一“７） 利用拉筋材料的变形协调关系和应力应变特性可得： Ｔ＝ｌ。Ｐ‘
（１一ｌ ３）

（卜１２）

在拉筋材料与构造物的联结处（ｘ＝０），由于存在台背与填土问的摩阻力， 以及拉筋材料本身具有抵抗剪切变形的能力，其上部土体的自重荷载不能越
过拉筋材料而传给下部土体，故有：

ｑ乙＝ｑ。。、＝ＡＨ?，
的理论公式：
Ａｌｌ：

（１＿１ ４）

联立求解方程（卜１１）、（１－ｌ ２）、（卜１３）（卜１ ４）后，可得拉筋间距设计

Ｅ，ｙ。Ｊｒ）（１＋∥ｏ）（１—２∥ｏ）［ｙ。（Ｊ【，：一ｚ！）／Ｊｐ ４－２（Ｈ。一ｚ）】
式中：

坚：鱼！！二型：

（１一ｌｊ）

△Ⅳ一一距路基表面深度ｚ处的拉筋间距（ｍ）； ７１一一拉筋材料纵向抗拉强度（Ｎ／ｍ）；

Ⅳ。一一路基顶面与构造物基础顶面之间的高差（１１１）： ｚ一一上一层拉筋材料铺设位置距路基表面的垂直距离（ｍ）； ￡，～一拉筋材料拉抻模量（Ｎ／ｍ）； Ｅ。一一填土压实后的变形模量（Ｎ／ｍ！）： 胁～一填土压实后的泊松比； ‰～一填土压实后的容重（Ｎ／ｍ ５）； ，）一～路基顶面承受的来自路面自重与交通荷载的垂直压力（Ｎ／ｍ？）。
取Ｅｏ＝２０ＭＩ’ａ，／．１０＝０．３５，‰２２０ ｋＮ／ｍ１，Ｐ ２０．ＩＭＰａ，并对量刚进行归一

化处理后，即可得式（卜１０）。 拉筋材料应在相互平行的水平面上分层铺设，最下一层直铺设在构造物
基础的顶面，最上一层宜铺设在路基的顶面。拉筋的纵向铺设宜上长下短，

可采用缓于或等于ｌ：Ｉ的坡度自下而上逐层增大纵向铺设长度，最下一层的
铺设长度应不小于最小纵向铺设长度￡。。……。
（１＿１６）

ｋ。。２＋雨‰

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式中：

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￡。。一一拉筋材料最小铺设长度（ｍ）； Ｃ。一一拉筋材料与土体交界面上的界面粘接力（Ｐａ）； 仍．。一一拉筋材料与土体交界面上的界面摩擦角（。）；
其余符号同式（卜１０）。 加筋土是通过拉筋约束土体的侧向变形来达到提高土体强度、减小填土 沉降的效果。为了使拉筋与填土的相互作用效率更高，路桥问的不均匀沉降

更小，文献［１１０］对土工合成材料拉筋与构造物的连接提出了明确要求。对于 重力式石砌构造物，砌筑构造物时，可将拉筋嵌固在砌体内，嵌固深度大于 ２０ｃｍ。为防止拉筋损伤，在砌体的边界应设置５ｃｍ宽的柔性垫块，可用橡胶
或木条制作，也可用加筋材料的边角余料替代；如在填筑台背路堤以前，构

造物已经修建完毕，则可采用经防锈处理的膨胀螺钉与钢压条，将拉筋材料 锚固在结构物台背面的壁面上，亦可采用其它有效的方法进行锚固。

１．４研究现状小结
１）路桥过渡段的不平顺问题，因高速而变得十分突出。无论是铁路，还
是公路，由于路基、桥梁、隧道等线路下部结构的不均匀变形，引起的轨道 或路面结构的不平顺问题，是一种普遍存在的线路病害，长期影响着线路的

服务品质。在线路等级较低、行车速度不大、舒适度要求不高、安全行车问 题不十分突出的情况下，采用传统的设计、施工、监测、养护等方法，基本
能使线路的服务功能满足使用要求，故路桥过渡段的问题一直未得到彻底解 决，建设目标和控制标准都不明确，以经验和半经验方法为主。随着高速技 术的发展，安全、舒适、高效、准时、少维修成为最基本的要求，在此情况

下，过渡段的不平顺问题变成了控制因数之一，得到了高度重视。 ２）路桥过渡段的不平顺问题，包括静动不平顺两个方面。一方面是受车 辆荷载影响较大范围内（基床或路床以上部分）线路结构抵抗车辆荷载变形 的能力，即轨道或道路综合模量（刚度）的平顺过渡问题；另一方面是人工 结构的刚性桥台与土工结构的柔性路基间工后沉降差引起的轨面或路面变形 限值问题。这两个方面都对高速车辆的运行产生影响，但产生的原因是各不 相同的，影响的程度也是不一样的。在制定过渡段处理方案时，必须针对不 同的影响因素和产生的原因，采取不同的加固方法，进行有的放矢地处理。 这一处理原则，在过渡段的分析与设计时应给予充分注意。

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３）路桥过渡段的技术处理措施，应根据线路结构的特点，综合考虑。铁 路路桥过渡段的技术处理措施，可根据线路结构的特点，分为三大类：①在 过渡点较软一侧，增大路基基床的竖向刚度值，减小路基结构的沉降：②在 过渡点较软一侧，增大轨道结构的竖向刚度；③在过渡点较硬…侧，减小轨
道结构的竖向刚度。该三类方法，同样适用于公路路桥过渡段的综合处理。

４）路桥过渡段的工程处理措施，以级配粒料倾斜填筑、台背路堤加筋、 设过渡搭板等方法为主要手段。级配粒料填筑过渡段的处理措施在工程中的 应用最广泛，日、德、法、西班牙等国的高速铁路，国内外的高速公路规范
巾均推荐了该方案。加筋土技术是一种较成熟的现代土工加固技术，应用加

筋土技术处理路桥过渡段具有成本低，取材容易，布置灵活，施工简便等优 点，在欧洲、北美、日本、以及国内的高等级公路中的应用也较广泛。设置
钢筋混凝土过渡搭板对消除路桥连接处的错台十分有效，因而在高等级公路

上得到了最为广泛的应用：同样，设置钢筋混凝土过渡搭板对路桥间刚度的
平顺过渡也非常有利，但必须配合其它处理措施才能解决路桥问沉降差引起 的轨面或路面变形对高速行车的影响。

５）路桥过渡段的不平顺控制标准，以简单的计算分析和工程试验结果为
依据。Ｈ本高速铁路根据简单的车／轨动力分析模型的计算结果，提出了２５０～

２６０ｋｍ／ｈ速度条件下，轨面变形弯折角的限值为２．７～５％０（舒适性标准）和
７．ｊ～ｌ（）‰（安全性标准），轨面不均匀沉降的矢度限值为６～５０ｍｍ（１０～９０ｍ 弦长）：高速公路根据现场实车测试及过渡段的长期路用性能调查，提出了路 面纵坡变化限值为４～６‰，错台高度限值为１０～２０ｍｍ。

６）路桥过渡段的工后沉降控制限值，与设计理念、检修方法、工程造价 和交通量大小等密切相关。高速铁路因强调安全、准时、少维修的设计理念， 采用自动检测和大型机械化作业的现代检修手段，需占道检修，成本较高， 对路桥过渡段的工后沉降要求甚严，控制标准为５～８ｃｍ，基本上能达到在一 个使用周期内（１ｊ年）不需进行大修的目标；高速公路因可进行半幅断道旋 工，检修灵活方便，修养成本较工程造价低，路桥过渡段的工后沉降标准不 ‘，控制值在ＪＯ～３０ｃｍ之间，对软土地基或高路堤等沉降问题较突出的位置， 多采用铺设ｌ临时路面和加强维修等手段解决。

７）路桥过段结构设计与技术标准的理论研究远远落后于工程实践。国内
外对路桥过渡段技术处理措施的基本原则都是一致的，处理方案也大同小异， 但有关过渡段的结构设计及技术标准与车辆性能、线路结构、行车速度等的 相互关系却很难从一般的技术资料中了解到。必须开展以车辆／线路系统动力

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学为基础的理论研究，分析各种不平顺因数对车辆运行的影响规律，并参考 国内外的有关技术标准才能制定出符合我国车辆、线路条件等具体情况的过
渡段设计参数和控制标准。

８）路桥间结构体系的突变是造成轨面或路面不平顺的实质原因之一。通
过改进桥头线路结构的形式，可使两个对接的性质完全不同的线路下部结构 体系在抗垂直变形能力方面逐渐过渡。

１．５本文主要研究内容
根据路桥过渡段的受力和变形特性，以及车辆／线路相互作用的特点，在 综合参考了国内外有关技术资料的基础上，对高速铁路路桥过渡段的动力学 特性及工程处理措施效果进行了理论分析和试验研究，主要工作内容如下：

１）国内外有关路桥过渡段技术资料的收集。广泛收集了过渡段的设计、
施工、检测、修养、试验研究和理论分析等方面的技术资料，深入分析了它

们的技术思想、设计方法、使用条件、取得的效果及存在的问题，在此基础 上，提出适合我国具体情况的高速铁路路桥过渡段处理措施的基本思路、原
则和方法；

２）车辆与线路相互作用的动力学计算分析模型。介绍了车辆与线路相互
作用研究的发展历程，分析了几种典型动力学分析模型的特点，采用了一个

具有两系悬挂的车辆一线路相互作用的垂向动力学计算分析模型，建立了车
辆与线路系统的振动微分方程及垂向耦合关系； ３）高速铁路路桥过渡段动力学特性计算分析及评价。应用车辆与线路相
互作用的动力学理论，全面分析了路桥过渡轨面弯折变形（由路桥间沉降差 引起）、轨道基础刚度变化（由路桥间刚度差引起）、行车速度及车辆驶向等

情况对车辆垂向加速度和轮轨垂向力等动力学特性指标的影响规律，并依据 车辆与线路相互作用的动力学特性评价标准提出了过渡段的不平顺控制值； ４）高速铁路路桥过渡段结构设计与技术标准。根据国内外路桥过渡段工
程处理措施的有关资料，高速铁路路桥过渡段的动力学特性分析结果，以及

已有的工程实践经验和试验研究成果，提出了针对不同速度等级的高速铁路 路桥过渡段结构设计与技术标准，部分内容已纳入了“时速２００公里新建铁 路线桥隧站设计暂行规定”和“京沪高速铁路线桥隧站设计暂行规定”之中；

５）土工格栅加筋砾石土变形特性试验研究。在一个长ｌｍＸ宽ｉｍＸ高２ｍ
的刚性模型箱内，进行了七组改变土工格栅铺设间距和砾石土压实密度的三

西南交通大学博士研究生学位论文

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向加载大比例足尺模型试验，测试了土工格栅加筋砾石土试样，在不同侧向 压力（柔性水囊加载）作用下的竖向荷载与变形关系曲线，研究了土工格栅 加筋砾石土的变形特性，为高速铁路路桥过渡段台背路堤加筋处理方案提供
了试验依据。

６）高速铁路路桥过渡段不均匀沉降特性实体测试。为了研究高速铁路路 桥过渡段的不均匀沉降特性，检验提出的高速铁路路桥过渡段结构设计和技

术标准的适用性，先后在新建铁路济（南）一邯（郸）线跨３０９国道中桥济 南台、新建铁路秦（皇岛）一沈（阳）客运专线沙河特大桥秦台、沈台和黑
鱼ｌ＃中桥沈台等４座桥台进行了过渡段设计、施工、检测技术，以及沉降特
性的实体测试，初步掌握了不同地基类型、不同填料种类、不同处理措施条 件下的过渡段不均匀沉降规律；

７）高速铁路路桥过渡段动力学特性实车测试。为了研究高速铁路路桥过 渡段的动力学特性，检验高速铁路路桥过渡段工程处理措旌的有效性，在新

建铁路秦（皇岛）一沈（阳）客运专线沙河特大桥的秦台、沈台和黑鱼ｌ＃中
桥沈台等３座桥台进行了２种车型共】２７次高速行车条件下的动力学测试， 初步掌握了台背过渡段的不同结构类型，对过渡段动力学响应的影响规律。

第４２页

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第２章车辆与线路系统垂向振动分析模型
２．１概述
车辆与线路系统之间的动力学相互作用问题，是铁路大系统研究领域中 最基本、最重要的问题之一。自铁路诞生以来，人类便开始了车辆与线路相 互作用探索的漫长历程。但在１００多年后的今天，尽管人类已经能够准确地
模拟飞行器在宇宙空间的运动轨迹，并进行准确控制，却不能精确地模拟车

辆～线路系统之间的相互作用……。由此足以说明车辆一线路系统相互作用的
复杂性，存在大量尚未认识的重要课题。
车辆在线路（轨道）上行驶，实质上是一个动力学问题，是一个移动的

质量系统与一个无限长连续支承的线路（轨道）系统之间的动态相互作用问
题。由于线路的不平顺，以及车轮与钢轨表面的几何缺陷等原因，轮轨之间

将产生剧烈的相互作用力，并以轮轨接触面为界，向上传递给车辆，向下作 用于线路，引起各自的振动。各系统之间的振动又相互耦合，构成了车辆一 线路大系统中更为复杂的振动，并对车辆和线路产生影响，有时甚至危及行 车安全。了解并掌握车辆一线路系统的相互作用规律，制定相应的技术对策，

减小车辆和线路的振动，是车辆一线路系统耦合动力学研究的内容之一。
车辆与线路是铁道轮轨运输系统中不可分割的两大组成部分，它们相互

关联，互为作用。线路（轨道）的变形（不平顺）会激起车辆的振动，而车
辆的振动又会引起线路（轨道）振动的加剧，并助长其产生更大的变形（不

平顺），这种互为反馈的作用即为车辆与线路系统耦合作用的基本特点。长期
以来，，由于专业的划分和计算条件的限制，有关铁路车辆与线路（轨道）系

统动力学的研究，常归结为“车辆动力学”、“轨道动力学”、“轮轨相互作用” 三个相对独立的研究领域。例如，研究车辆动力学时，常将轨道视为“刚性 支承”，仅输入反映轨道几何不平顺的轨道谱，这样的假设显然不能反映实际 线路（轨道）的弹性和阻尼对车辆振动的影响；另一方面，研究线路（轨道）
振动时，将车辆视为“移动荷载”，或简单的“质量块”，不能考虑车辆的一、

二系悬挂特性对线路（轨道）振动的影响。当然，传统的、按专业划分的小 系统简化研究，既有历史的局限和研究目的的需要，也是开展大系统综合研 究的必由之路。经过长期的理论探索和试验研究，无论是车辆子系统，还是

西南交通大学博士研究生学位论文 辆一线路大系统耦合动力学相互作用研究的基础。

第４３页

线路（轨道）子系统，国内外都积累了丰富和有效的经验，这些都可作为车
一

关于轨道动力问题的研究，最早可追溯到１８６７年，ｗｉｎｋＩｅｒ提出的弹性 地基梁的理论。１９２６年…６１，Ｔｉｍｏｓｈｅｎｋｏ应用弹性地基梁模型，研究了钢轨的 应力和变形问题（该方法至今仍在应用），计算了在不考虑振动衰减条件下的
轨道Ｉ临界速度（高达１８００ｋｍ／ｈ）。ｌ ９５３年……，Ｃｒｉ ｎｏｒ等研究了在集中的移动 荷载作用下，轨道的变形特性，分析了在不同阻尼系数条件下，轨道的变形 与车速之间的关系，得到的轨道临界速度为ｌ０００～１５００ｋｍ／ｈ。１９８４年……，
Ｆｏｒｔｊ

ｎ介绍了法国ＴＧＶ高速行车试验中实测到的轨道临界速度在１５０～

５００ｋｍ／ｈ之间，并发现轨道的临晃速度受轨下基础刚度的影响极大，通过对路 摹（包括地基）进行加固，减小轨道的变形，可显著提高轨道的临界速度。 近几十年来，伴随着计算机技术的迅猛发展，数值计算技术的研究异常 活跃，各种数值计算方法不断涌现，使应用复杂的数学力学模型来研究车辆 一线路系统的相互作用成为可能。在这种情况下，英国Ｄｅｒｂｙ铁路技术研究 中心于２０世纪７０年代初开展的轨道接头处轮轨动作用力的试验与理论研究，

标志着车辆一线路系统的相互作用研究进入了一个新时代。Ｌｙｏｎ（１９７２）…９１和 ．１ｅ ｒｌｋｉ ｎＳ（１９７４）’’”在车辆通过轨道低接头的轮轨动力试验研究的基础上，建立
了轮轨动力作用模型，分析了车辆与轨道的基本参数（如簧下质量、轨道刚度 等）对轮轨作用力的影响。在该模型中，轨道被描述成弹性连续支承的Ｅｕ］ｅｒ 粱，车辆被简化为簧下质量的单轮对模型，轮轨接触采用了ｔｉｅｒｔｚ非线性弹
簧模型。Ｎｅｗ Ｌ，ｍ等（１９７９）…“在研究车轮踏面擦伤对轨道的动力作用时，将轨

道描述成弹性连续支承的Ｔｉｍｏｓｈｅｎｋｏ梁，计算了钢轨的动态应力，并与现场 测试数据取得了较好的一致性。ｃｌａｒｋ等（１９８２）””１为研究车辆在波形磨耗钢 轨上行驶的动态效应，采用了弹性点支承连续梁模拟轨道，并考虑了轨枕振
动的影响。李定清（１９８７）”！”对英国Ｄｅｒｂｙ模型进行了有限元计算，分析了

模型中的参数对钢轨接头动力作用的影响。许实儒（１９８９）等”“１采用弹性连续
支承的Ｔｉｍｏｓｈｅｎｋｏ梁进行了钢轨接头处轮轨冲击力的模拟分析。ｃａｊ（１９９２）…”

等采用了一个转向架的车辆模型和二层离散支承的连续梁轨道模型，研究了
车辆与轨道相互作用问题。翟婉明（１９９２ １９９６）””“…等采用了二个转向架的

车辆模型和三层离散支承的连续梁轨道模型，分别建立了客货车辆的整车与
轨道垂横向相互作用的分析模型。胡用生（１９９６）““等采用Ｔｉｍｏｓｈｅｎｋｏ梁模拟

钢轨，建立了货车一轨道垂向耦合动力学模型，并引用了英国Ｄｅｒｂｙ轨道低
接头动力试验结果进行了验证分析。梁波（２０００）…０１等详细考虑了路基结构的

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动力特性，建立了车辆一轨道一路基垂向耦合动力作用分析模型，研究了路
基设计参数与车辆运行品质的相互关系。

２．２线路（轨道）系统垂向振动分析模型
线路（轨道）系统包括钢轨、垫板及扣件、轨枕、道床、基床等部分所构
成的系统。动力学性能好的线路是列车安全、平稳通过的条件，同时也是减

小线路结构振动，保持线路稳定的基础。由于线路结构的复杂性和易变性， 要详细了解线路结构的工作状态，计算模型将相当复杂，难以描述，反映模
型特性的计算参数量大并难以确定。针对不同的问题，建立尽量合理的简化

模型，并随着认识的深入和条件的许可，逐步增加考虑的因数，完善分析模 型，是线路（轨道）动力分析模型发展的基本规律。
依据分析目的和模拟重点的不同，线路（轨道）系统垂向动力分析模型有

分布参数模型和集总参数模型两大类型。分布参数模型中有弹性连续支承梁
轨道模型和弹性点支承梁轨道模型两种基本形式，其中又分为Ｆｕｌ ｅｌ梁或
‘ｌ ｉ

ｍｏｓｈｅｎｋｏ梁、单层支承梁或多层支承梁等模型。集总参数模型中有单自由

度轨道模型，双自由度模型和多自由度模型等基本形式。

２．２．１分布参数模型
１．弹性连续支承梁轨道模型 弹性连续支承梁轨道模型是分析轨道动力特性较早的模型，主要用于分 析轨道结构整体的动力特性及响应，求解钢轨的弯拉应力，轨下基础各部分 的附加动力及振动加速度。早期的弹性连续支承梁轨道模型是将钢轨当作无 限长Ｅｕｌｏｒ梁，轨下基础不计质量，简化为连续的弹簧，并符合ｗｉ ｎｋ】ｅｒ假 设，如图２一ｌ所示。弹性连续支承无限长Ｅｕｌ ｅｌ梁轨道模型具有模型简单、 参数少易确定、可用解析法求解等特点。随着研究的深入，对该模型进行了 逐步改进与完善，增加考虑了轨下基础的阻尼和参振质量等因数，如图２ 所示，使模型的分析精度有较大提高，目前仍广泛用于轨道动力特性分析。 随着车辆的大型化和轨道的重型化，以及各种新型轨下基础的发展，轨 下结构的振动和参振质量逐渐增大，轨道的振动模型由最初的单层发展到了
两层，如图２—３所示，又由两层发展到了三层，如图２—４所示，以便能考虑
２

轨枕、道床和路基基床等的振动，以及对轨道动力特性的影响…。…’”’‘”１。

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第４５页

钢轨 轨下弹簧 刚性基础 图２ １单层弹性连续支承无限长梁轨道模型

ｍ．

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图２ ２单层弹性连续支承无限长梁轨道模型（考虑阻尼）

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ａ）轨道板

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钢轨 轨下弹簧 轨枕 枕下弹簧 刚性基础

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ｂ）轨枕

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钢轨
轨ｒ弹簧阻尼

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轨道板 板ｒ弹簧阻尼 刚性基础

ｍ、［Ｅ１］
ｋ．Ｃ。

Ｃ）轨道板（考虑阻尼）

钢轨
轨下弹簧阻尼

ｍ，［Ｅ１］．
ｋ．．
ｍ、 ｃ．．

轨枕
枕Ｆ弹簧阻尼 Ｈ０性基础

ｋＩ

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ｄ）轨枕（考虑阻尼） 图２一：｛双层弹性连续支承无限长梁轨道模型

轨下蒜睾萎囊藜享菱蔡季饔¨＿Ｌ
板下弹簧妻李摹李；蓥李辜摹辜妻妻－ｉ＞辜辜享辜ｈ，

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ａ）轨道板

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第４７页

钢轨 轨下弹簧
轨枕 枕下弹簧

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道碴 碴下弹簧 刚性基础
ｉ—ｚ＿。． ［ｚ＃ｒ—

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ｂ）轨枕

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Ｃ）轨道板（考虑阻尼）

钢轨 轨下弹簧阻尼 轨枕 枕下弹簧阻尼

ｍ

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ｍ

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ｋ
ｍ

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道碴 碴下弹簧阻尼 刚性基础

ｋ

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ｄ）轨枕（考虑阻尼）
图２ ４三层弹性连续支承无限长梁轨道模型

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２．弹性点支承梁轨道模型 在常规的轨道结构中，钢轨是由沿线路纵向按一定间距横向铺设的轨枕 支承的。采用弹性点支承梁轨道模型更能反映轨道结构的工程特性。由轨道
和路基的病害引起的轨下支承的变化，如扣件失效、轨垫脱落、轨枕悬空、

道床板结、基床翻桨等问题，都可通过轨道模型的点支承特性进行模拟。 弹性点支承梁轨道模型须用数值计算方法才能求解，因此随着计算机的
广泛应用和数值计算技术的发展，在最近的二、三十年得到了快速的发展，

其基本模型是被弹簧阻尼质量系统按一定间距支承的Ｅｕｌｅｒ粱。单层弹性点
支承梁轨道模型如图２—５所示，轨下基础不计质量，以轨枕间距为单位简化

成弹簧和阻尼系统。双层弹性点支承梁轨道模型如图２ ６所示，可用于分析
轨下基础，特别是混凝土轨枕的振动，以及扣件垫板对轨道动力特性的影响。 三层弹性点支承梁轨道模型如图２—７所示…，模型中考虑了道床的弹性、阻 尼、参振质量以及基床的弹性和阻尼对轨道动力特性的影响。文献［１ ３４］为了

考虑道床的剪切特性，在道床的离散质量块之间安装了弹簧和阻尼器，建立 了如图２－８所示的轨道模型。文献［１７１］为了考虑基床的动力响应及其对轨道 动力特性的影响，建立了如图２—９所示的四层弹性点支承梁轨道模型。文献
［１：｛ｊ，ｌ ５ｊ］为了考虑道床不同深度处动力响应的差异，将道床分为三层（道碴

两层＋底碴一层），提出了如图２—１０所示的五层弹性点支承梁轨道模型。
Ｐ ｆ Ｉ
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钢轨【二二ｉ二二Ｔ—Ｆ二生Ｆ＿ｉ—＝＝：：二二Ｔ一－－ｖ．工ｍ．Ｅ【
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图２－５单层弹性点支承梁轨道模型

钢轨 轨卜Ｉ弹簧阻尼 轨枕 枕下弹簧阻尼 刚性基础

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图２－６双层弹性点支承梁轨道模型

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第４９页

钢轨 轨Ｆ弹簧阻尼 轨枕 枕下弹簧阻尼 道碴 碴Ｆ弹簧阻尼 刚性基础

［１１．Ｅ【 Ｋ。Ｃ。
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图２—７三层弹性点支承梁轨道模型

钢轨 轨下弹簧阻尼 轨枕 枕下弹簧阻尼 道碴 碴下弹簧阻尼 刚性基础

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图２ ８三层弹性点支承梁轨道模型（考虑道床剪切特性）

钢轨 轨下弹簧阻尼 轨枕 枕下弹簧阻尼 道碴 碴下弹簧阻尼 基床

Ｋ¨．Ｃ．
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基床下弹簧阻尼
川性基础

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图２－９四层弹性点支承梁轨道模型

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３．弹性连续支承梁轨道模型与弹性点支承梁轨道模型的特点 弹性连续支承梁轨道模型与弹性点支承梁轨道模型的不同之处在于前者 将轨下基础作为均匀分布的整体地基，地基特性符合ｗｉｎｋｌｅｒ假定，而后者

则把轨下结构描述成一系列按轨枕间距离散的弹性一阻尼点支承体系。显然，
前者反映的是轨道系统的基本特征和总体效果，后者能反映轨枕各支承点的 局部影响，可较为方便地考虑轨道系统的参数沿线路纵向变化的情况，如轨 枕非等间隔布置，轨下垫板弹性的非均匀变化、轨下基础发生病害等。

关于弹性连续支承梁轨道模型与弹性点支承梁轨道模型的分析结果，文 献［１３６］作过比较。认为在低速条件下，两种模型的分析结果差异不大。在高
速条件下，弹性连续支承梁轨道模型计算出的轮轨相互作用力偏大，弹性点

支承梁模型计算出的轮轨相互作用力与现场实测值吻合较好。 ４．ｇｕｌｅｒ粱模型与Ｔｉｍｏｓｈｅｎｋｏ梁模型的特点 ｌ：ｕｌｅｒ梁模型只考虑了钢轨的弯曲变形，而没有考虑剪切变形。 Ｔｉｍｏｓｈｅｎｋｏ粱模型引入了梁的剪切应变，并考虑了梁的旋转惯性，从而使梁 的受力分析更加完整，其计算获得的剪切应变参数也便于同现场实测值比较。
文献［１ ３６］的数值计算结果表明，用Ｔｉｍｏｓｈｅｎｋｏ梁模型和Ｅｕｌｅｒ梁模型

计算所得的高频力只和低频力只的频率范围大致相同，只力的数值几乎无差 异，只力的数值前者较后者大７～１１％。文献［１２１］的分析也认为，用Ｔｉ ｒｎｏｓｈｅｎｋｏ

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梁模型和Ｉ！ｕｌ ＯＦ梁模型计算所得的轮轨相互作用力差异不大。

第５１页

５．单层弹性点支承梁轨道模型与多层弹性点支承粱轨道模型的特点 单层弹性点支承梁轨道模型将整个轨下基础在垂向视为一种等效的弹性

一阻尼支承系统，而不单独考虑轨枕、道床等的作用。双层弹性点支承梁轨
道模型重点考虑了轨枕的动力影响，包括轨枕的参振质量、轨下扣件及道床

的弹性和阻尼等。三层弹性点支承梁轨道模型进一步考虑了道床的动力影响，
包括道床的参振质量、基床的弹性和阻尼等。三层以上的弹性点支承梁轨道 模型主要是对道床作了进一步的分层，或是将路基基床表层的部分参振质量 纳入了模型之中。 轨下基础的各组成部分（轨枕、扣件、道床、基床等）在轨道结构中所起

的作用各不相同，’Ｅｌ＇Ｉ］对轮轨动力作用的影响也不一致。使用多层弹性点支 承梁的轨道模型，能较全面地分析各部件的振动响应，以及对轨道结构动力
特性的影响。一般认为多层弹性点支承梁轨道模型优于单层弹性点支承梁轨
道模型。

文献［１：｛６］对单层、双层、三层弹性点支承Ｅｕｌ ｅＦ梁三种轨道模型的数值

计算结果进行过比较分析，发现双层模型除Ｐ’有所增大及道床加速度不能获
得外，其余结果与三层模型基本一致，而单层模型的计算结果普遍偏大，其

中钢轨一轨枕支点力和只力增大了２５％之多。文献［１２１］的分析也认为，不考
虑轨枕、垫层作用的单层弹性连续支承梁轨道模型计算出的轮轨相互作用力
偏大。

２．２．２集总参数模型
依据一定的等效性变换原则，可将一个具有复杂分散参数体系的轨道结

构，简化成一个具有少数自由度的质量一弹簧一阻尼集总参数模型。
常用的等效性变换原则有两种。其一是用轨道结构的实测自振频率来推
算等效质量和等效弹簧刚度，用轨道结构的实测幅频响应的对数衰减减率来

推算等效阻尼系数“…：其二是在确定等效质量时，要求弹性地基梁分布质量
的动能与集总质量的动能相等，在确定等效弹簧刚度时，要求荷载作用点下

弹性地基梁的静挠度与集总参数模型的静挠度相等”１…。 由于集总参数模型一般只能分析轨道参数均匀分布条件下的轮轨动力问 题，且集总简化所导致的参数数值差异较大，因此文献［１３６］通过计算认为， 集总参数轨道模型的数值计算精度较低（与测试数据比较，轮轨作用力偏差 １０～２０％，轮轨系统振动加速度的最大偏差可达４０～５０％），但数值变化的趋势

第５２页

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及相互问的数量关系与实测结果有较好的一致性。因此，采用集总参数模型 进行轮轨系统动力学问题的定性分析是可行的，特别适用于大量类同方案的
比选及初步概略估测。

１．单自由度轨道模型
文献［１ ３９］为了计算车辆通过轨道低接头时的垂向轮轨作用力，建立了一

个“轮对一轨道”３自由度的轮轨集总参数模型，如图２一ｌｌ所示。模型中， 车辆被简化为单轮对的集总参数模型（２自由度），考虑了车辆的一系悬挂特
性，以及簧上和簧下的质量；轨道被简化为单自由度的集总参数模型，只考
虑了轨下的等效刚度和阻尼，以及钢轨的等效质量。
簧上质量 车轴弹簧阻尼
Ｍ、

Ｋ、．Ｃ、

簧下质量

ｆ

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Ｍ．

轮轨接触
钢轨 轨下弹簧阻尼

刚性基础
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Ｍ，
Ｋ。Ｃ。

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ｌ轮对一轨道集总参数模型

２．双自由度轨道模型
文献［１ ４０］为了分析轨道在车辆荷载作用下的动力响应，提出了一个“半

车一轨道”７自由度的轮轨集总参数模型，如图２一１２所示。模型中，车辆被
简化为转向架的集总参数模型（５自由度），考虑了车辆的二系悬挂特性，以 及车体（半车）、构架和簧下的质量：轨道被简化为２自由度的集总参数模型， 只考虑了轨下的等效刚度和阻尼，以及钢轨的等效质量。 ３．多自由度轨道模型 文献［１４１］对等效集总参数模型的计算精度和适用性进行了分析研究，建

立了一个“整车一轨道”２２自由度的轮轨集总参数模型，如图２一１３所示。模
型中，车辆被简化为整车的集总参数模型（１０自由度），考虑了车辆的二系悬 挂特性，以及车体、构架和簧下的质量；轨道被简化为１２自由度的集总参数 模型，考虑了轨下胶垫、枕下道床及基床的等效刚度和阻尼，以及钢轨、轨

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枕和道床的等效质量。

第５３页

半车车体

Ｍ。

二系弹簧阻尼
转向架 ‘系弹簧阻尼 簧下质量

Ｋ。２ Ｃｎ Ｍｔ Ｋ。ｌ Ｃ。ｌ Ｍ。

轮轨接触 钢轨 轨下弹簧阻尼 刚性基础

一三王一—羔一

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Ｍ， Ｋ。Ｃ。

图２ １２半车一轨道集总参数模型

车体

Ｍ．

二系弹簧阻尼 转向架 一系弹簧阻尼 簧下质量 轮轨接触
钢轨
、

Ｋ、：Ｃ。 Ｍｔ Ｋ。ｌ Ｃ、Ｉ Ｍ。
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轨下弹簧阻尼 轨枕
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道碴 碴下弹簧阻尼 刚性基础

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。、一兰可丰一
一一一由二０吉一

一 ］
］
一

喜磊 嘉主
一

≥Ｉ
１下

Ｍ． Ｋ．Ｃ。 Ｍ。 Ｋ ｈ Ｃｈ Ｍｈ Ｋ．．Ｃ．

图２—１３整车一轨道集总参数模型

第５４页

西南交通大学博士研究生学位论文

２．３车辆系统垂向振动分析模型
车辆系统是由车体、转向架构架、轮对，通过一系、二系悬挂元件联结 所组成的机械系统。对于研究车体的运行品质、脱轨安全性、抗倾覆性、直
线运行稳定性和曲线通过性能等问题，可将车体及其装载、转向架构架及其 上安装部件、轮对及其装备视为刚体，将车辆系统描述成多刚体系统进行振
动分析…“。

在轨道上运动的车辆（刚体）的空间振动有６个自由度，即３个线位移

和：｛个绕轴的转动，如图２一１４所示。这６个自由度分别为垂向振动的沉浮和
点头（ｐｉｔｃｈｉ ｎｇ），横向振动的横移、侧滚（ｒｏｌｌｉ ｎｇ）和摇头（ｙ｝１ｗｉ ｎｇ），以

及纵向振动的前后移动…’““。

沉浮

点头

摇头 滚
４ Ｚ

山

、

前后

Ｉ

…
ｍ
Ｖ

。，、，＿—————１十一———７ｉ—’Ｆ—Ａ

图２一１４车辆（刚体）空间振动形式
把一个具有复杂体系的车辆系统，简化成具有一个或多个自由度的集总 参数模型，是建立各种车辆系统振动分析模型的常用做法。依据分析目的和 模拟重点的不同，车辆系统垂向振动分析模型有单轮对简化模型、转向架半

车模型和整车详细模型三大类型。其中，单轮对简化模型中有不考虑悬挂系 统的单自由度轮对模型和考虑一系悬挂系统的双自由度轮对模型：转向架半 车模型和整车详细模型中有考虑一系、二系悬挂特性的多自由度模型等基本
形式“”…１。

西南交通大学博士研究生学位论文

第５５页

２．３．１单轮对简化模型
最简单的轮对模型是不计车辆的悬挂特性，将车辆系统的质量集中分配
到相应轮对上的单自由度轮对模型，如图２一１５所示。在该模型中，只能考虑
轮对的沉浮振动。

簧下质量 轮轨接触 刚性基础
图２ １５单自由度轮对模型

考虑一系悬挂特性的双自由度轮对模型，如图２一１６所示。在该模型中 可考虑轮对和簧上质量的沉浮振动。

簧上质量

车轴弹簧阻尼

一錾～

Ｍ．

Ｋ。．Ｃ、

簧下质量

轮轨接触
刚性基础
图２ １６双自由度轮对模型

２．３．２转向架半车模型
考虑一系悬挂特性的三自由度转向架半车模型，如图２
使用的主型货车Ｃ。），可考虑轮对和簧上质量的沉浮振动。
１

７所示。该模型

适用于具有一系中央悬挂系统的２轴转向架车辆结构型式（如我国目前大量

考虑一系悬挂特性的四自由度转向架半车模型，如图２一１８所示。该模型
适用于具有一系轴箱悬挂系统的２轴转向架车辆结构型式（如我国目前正在

发展的新一代低动力作用大型货车），可考虑轮对的沉浮振动，以及簧上质量
的沉浮和点头振动。

半车车体ｌ

ｌ

Ｍ

ｃ

一系中央悬挂弹簧阻尼三≥ ［二９
转向架Ｉ 簧下质量
］

Ｋ

ｓ

ｃ

ｓ

ＩＶ［． Ｍ。

ｆ爿１，７
『『
１

ｒ”｜：｜１
、≤

卜，】

轮轨接触
刚性基础

：≥７

图２－１７三自由度转向架半车模型

半车车体

Ｍ。

＼
转向架ｌ
＼ｏｆ

／
ｉ

Ｍ。 Ｋ。ｃ。 Ｍ。

一系轴箱悬挂弹簧阻尼
簧下质量

：｛；ｂ
０．、７

≤己ｊ
卜１

轮轨接触 刚性基础

’≮４
、

、≮ ～

图２—１８四自由度转向架半车模型 半车车体
Ｍ。

二系弹簧阻尼差；Ｊ ｛ｉ １一厂｜ ……．
转向架

Ｋ。：ｃ。ｚ
．．

一系弹簧阻尼

车丰

簧下质量、、ｆ、丫７

轮轨接触专∥
刚性基础

＿一
—Ｌ——、，—』＿

Ｍｔ Ｋ。－ｃ。，
７

≤己］
、≤

、、卜，１

Ｍ。

图２一ｉ９五自由度转向架半车模型

西南交通大学博士研究生学位论文

第５７页

考虑二系悬挂特性的五自由度转向架半车模型，如图２—１９所示。该模型
适用于具有二系悬挂系统的２轴转向架车辆结构型式（各类客车和部分新型

货车），可考虑轮对和车体的沉浮振动，以及构架的沉浮和点头振动。

２．３．３整车详细模型
考虑一系悬挂特性的六自由度整车详细模型，如图２—２（）所示。该模型适
用于具有一系中央悬挂系统的４轴车辆结构型式（如我国目前大量使用的主 型货车Ｃ。．），可考虑轮对的沉浮振动，以及车体的沉浮和点头振动。

整车车体

Ｍ。

系中央悬挂弹簧阻尼
转向架

Ｋ、Ｃ、

Ｍ。
Ｍ。
一

簧下质量
ｊ

Ｉ、Ｉ

ｉ

ｖ

轮轨接触 刚性基础

羔

羔——

芝

专

图２—２０六自由度整车详细模型

考虑一系悬挂特性的八自由度整车详细模型，如图２—２１所示。该模型适
用于具有一系轴箱悬挂系统的４轴车辆结构型式（如我国目前正在发展的新

一代低动力作用大型货车），可考虑轮对的沉浮振动，以及构架的沉浮和点头
振动。
整车车体 转向架 Ｍ。

Ｍ。

系轴箱悬挂弹簧阻尼 簧下质量 轮轨接触 刚性基础
ｊ

Ｋ。Ｃ、

卜彳

卜一１，
≤

卜１

Ｍ，

≤

≤

笺

图２—２ｌ八自由度整车详细模型

考虑二系悬挂特性的十自由度整车详细模型，如图２—２２所示。该模型适 用于具有二系悬挂系统的４轴车辆结构型式（各类客车和部分新型货车），可

第５８页

西南交通大学博士研究生学位论文

考虑轮对的沉浮振动，以及构架和车体的沉浮和点头振动。

整车车体

Ｍ。

二系弹簧阻尼

转向架
系弹簧阻尼 簧Ｆ质量 轮轨接触 刚性基础

一，－——————————＿＿————————一』——

：牵Ｆ ＩＴ－一＿亭，

一寄●銎＼Ⅲ
图２—２２十自由度整车详细模型

Ｋ。：Ｃ。
Ｍｔ

：｛Ｅ一二帮Ｉ『

Ｋ、ｌ Ｃ。ｌ
Ｍ。

此外，文献［１４４］建立了１２个自由度的６轴机车整车详细模型，文献［１４５］
建立了ｌ ４个自由度的刚性轴悬式电机驱动的４轴机车整车详细模型，文献

［１１６］建立了１８个自由度的弹性轴悬式电机驱动的４轴机车整车详细模型。

２．４车辆与线路系统垂向振动分析模型
车辆与线路结构是一个相互影响、互为作用、不可分割的振动系统。由 于车辆系统与线路结构的振动特性有一定的差异，以及它们之间极其复杂的 相互作用关系，长期以来对车辆系统和线路结构的振动分析是分开进行的，

弗取得了一定的研究成果。近年来，为了适应高速和重载铁路技术发展的需
要，研究线路结构的不平顺和车轮不园顺等因数对轮轨系统振动特性的影响

规律，特别是研究线路结构在车辆作用下的动力响应，将现有的按专业领域
划分的小系统简单分析模型发展成大系统综合分析模型，建立能较为全面地 反映车辆与线路系统相互作用的振动分析模型正在不断涌现。 将已有的车辆系统的垂向振动分析模型与线路系统的垂向振动分析模型

进行不同的组合，即可构成种类繁多、复杂程度各异的轮轨动力分析模型， 能适应不同分析目的的需要。其中，代表性的模型主要有：３自由度的集总参
数模型。。”…，７自由度的集总参数模型“…，２２自由度的集总三参数模型…“，单

轮对单层弹性连续支承模型：…‘…”，转向架双层弹性点支承模型…““…，整车三
层弹性点支承模型ｍ”””。

车辆与线路系统垂向振动分析模型是车辆一线路垂向相互作用动力学分

西南交通大学博士研究生学位论文

第５９页

析的基础。为了研究高速铁路路桥过渡段的动力学特性，分析路桥结构的不 均匀沉降及刚度变化对行车安全和乘坐舒适性的影响，寻求合理的过渡段设

置参数，本文选用了一个具有二系悬挂的车辆一线路模型，如图２—２３所示……。
模型中，车辆部分由一个车体、两个转向架、四个轮对等部件组成，其中， 车体被简化为一个刚体，有沉浮和点头２个自由度，每个转向架也被简化为

一个刚体，也有沉浮和点头２个ａ由度，每个车轮及簧下质量被简化成质量 块．只有沉浮１个自由度，车辆各部件之间由弹簧和阻尼器连接；线路部分 由钢轨、轨枕、道床和基床等部件组成，其中，钢轨被视为连续弹性离散点

支承的无限长【川ｃｒ梁模型，轨下基础沿线路纵向被离散，离散以各轨枕支
点为基本单元，每个支承单元采用双质量（轨枕、道床）三层（钢轨、轨枕、道

床、基床）弹簧一阻尼振动模型。同时，在两个相邻道床的质量块之间引入了 一组剪切弹簧和阻尼元件，以便考虑轨枕各支点下道床垂向振动的相互影响。
Ｍ。

Ｋ、。Ｃ、！
Ｍ。

Ｋ、ｌ Ｃ。ｌ Ｍ，
ｍ．ＥＩ

Ｋ。Ｃ。
Ｍ、。

Ｋ１ｔ、Ｃｈ。
Ｍｍ Ｋ。，Ｃ。

Ｋ１．Ｃ¨

刚雠础

皿＃斗二．二止０二ｊ耻０１一
图２－２３车辆与线路系统垂向振动分析模型

将由松散介质组成的道床结构层，沿线路纵向进行离散化处理，可极大 地降低模型数值分析的难度和减少计算工作量，但也不可避免地给模型的简

第６０页

西南交通大学博士研究生学位论文

化带来了一定的误差。文献［１５６］指出，由于松散道床结构层的阻尼较大，在 振动荷载的作用下，相邻轨枕对道床振动的影响不大，且随着振动频率的增
大，道床内的加速度随之增加。道碴之间的连接对于垂向振动的约束会更加 削弱。该试验结果表明，将轨下基础沿线路纵向进行离散化的模型假定，引 起的误差不会太大。 一个轨枕支承点下的道床模型，可采用文献［１５７］提出的枕底均布荷载向

下作锥体分布的假设，确定车辆荷载通过钢轨一轨枕一道床传递到路基面的
分布范围，如图２—２４所示。根据这一模型，一个轨枕支承点下道床的刚度可
由Ｆ式计算：

Ｋ。＝而雨丽２丽ｔｇｃｔ面（１，，－丽ｌ，１）厕匕
。

（２一１）

ｌｎ【，。（＾＋２＾增口）卜１ｎ【，＾（，。＋２＾坦口）】”

式中：Ｋ．一一道床刚度（ｋＮ／ｍ）；
Ｂ一一道床弹性模量（ｋＮ／ｍ？）： ｈ一一道床厚度（ｍ）； ，．一一枕底荷载面积长度，即半枕有效支承长度（ｍ）； ，．一一枕底荷载面积宽度，即枕底宽度（ｍ）： 口一一荷载向下传递扩散角（。）。
１．．

Ｐ—１
。７…
ｌｎ

ｉ…一…一■

４

ｊ一一！｝ｊ．一【ｈ ４ ］ ｉ．

图２－２４一个轨枕支承点下的道床模型
一个轨枕支承点下道床模型的锥体体积可按下式计算：

ｐｊ＝眠，ｈ＋ｈｔｇ（，。＋‘）＋４３
式中：”．——锥体体积（ｍ＝。）。
其余符号同前。

ｈ２但２口】

（２—２）

西南交通大学博士研究生学位论文 一个轨枕支承点下道床的参振质量可按下式计算：

第６１页

Ｍ。＝丛吒
ｇ

（２－３）

式中：Ｍ．一一锥体质量（ｋｇ）；

凤一一道床重度（ｋＮ／ｍ‘）； ｇ一一重力加速度（９．８ｍ／ｓ！）；
其余符号同前。

一个轨枕支承点下路基基床的刚度等于同道床接触的锥体底面积与基床
动反应模量（地基系数）之积，由下式计算：

Ｋｆ＝Ｋ。』（ｔ，＋２ｈｔｇａ）（１＾＋２ｈｔｇａ）

（２－４）

式中：Ⅳ，一一基床刚度（ｋＮ／ｍ）； Ｋ，——基床动反应模量（地基系数）（ｋＮ／ｍ ５）；
其余符号同前。

２．４．１车辆系统振动微分方程
车辆系统在垂向平面内的运动关系，可作为多刚体系统来考虑。系统方 程可通过对各个刚体逐一应用Ｄ’Ａｌｅｍｂｅｒｔ原理而获得。

Ｉ．车体沉浮运动
Ａ４．ｚ。＋２（１、２ｚ。＋２Ｋ．２Ｚ。一Ｃ。２互１一Ｃ，２Ｚ，２一Ｋ，２Ｚ，Ｉ—Ｋ、２Ｚ
ｒ

２＝０

ｔ２－５）

２．车体点头振动

。。驴。＋２（’。！，？痧＋２Ｋ，！，ｊ纯一ｃ、２，．ｚ，Ｉ＋ｃ。２，。ｚ，２一Ｋ，２，。ｚ¨＋Ｋ。２，．ｚ，２＝０
３．前转向架构架沉浮运动

（２ ６）

＾彳，ｚ¨＋（（’“．＋２ｃ’－－’ｉ“＋（Ｋ Ｖ２＋２Ｋ ＶＩ）ｚ，Ｉ－Ｃ—ｚＺ，一
Ｋ、二Ｚ。一Ｃ。ｌＺ¨一ｃ。ＩＺ们一Ｋ。ｌＺ州一Ｋ、ｌＺ们一Ｃ、２，。霞一Ｋ。２，．吼＝０ ４．前转向架构架点头运动

（２—７）

．，，谚ｌ＋２Ｃ、ｌ，？咖１＋２Ｋ，ＩＩｔ２々０１｝一Ｃ，１，，ｚ川＋Ｃ，Ｉ，ｍＺ
５．后转向架构架沉浮运动

２一Ｋ，ｌｌ，ｚ。１＋Ｋ．Ｉ，，Ｚ¨＝０

（２－８）

ｍｔａｔ２十（（１、ｊ＋２ｃ、?’ｊ，，＋（Ｋ

Ｖ

２＋２Ｋ Ｖ１）ｚ，２－Ｃ一２Ｚ，，一

（２ ９）

Ｋ、！ｚ．一（１、１Ｚ们一ｃ１，１Ｚ¨一Ｋ、ｌＺ¨一Ｋ．１Ｚ“－Ｉ－Ｃ。２，。痧＋Ｋ．２‘记＝０

第６２页

西南交通大学博士研究生学位论文

６．后转向架构架点头运动

．，，谚２＋２Ｃ、Ｉｆ？咖２＋２Ｋ，ｌｆ？竹２一Ｃ，Ｉ，，２¨＋ｃ。１，，２¨
７．第一轮对沉浮运动
Ａ，。２。ｌ＋（’、１２。ｌ＋Ｋ、ｌＺ。ｌ—

Ｋ．１．『１Ｚ。３＋Ｋ。１，，Ｚ¨＝０（２—１０）

（２一１１）

（’、ｌＺ，１一Ｋ，ｌＺ¨一Ｃ、ｌｆ，订Ｉ—Ｋ，Ｉ，，仍ｌ＋ｐｌ（ｆ）一ｐｏ＝瓦ｌ（，）

８．第二轮对沉浮运动
Ｍ。Ｚ、．！＋Ｃ¨Ｚ。２＋Ｋ、ｌＺ。．２一
（２
１ ２）

ｃ、ｌｚ，ｌ—Ｋ、ｌｚ。ｌ＋ｃ、ｌ，，痧ｌ＋Ｋ。１，，妒¨＋ｐ：（ｔ）一ｐｏ＝‘２（ｆ） ９．第三轮对沉浮运动
Ｍ。Ｚ。ｊ＋（’、ｌＺ。ｊ＋Ｋ，ＩＺ。３一
（２ １ ３）

（’、ｌｚ，！一Ｋ、ｌｚ，！一（’、ｌｆ，巍２一Ｋ、Ｉ，，够２＋ｐ３（，）一ｐｏ＝Ｒ３（１） １０．第四轮对沉浮运动
＂。Ｚ¨＋Ｃ、ｌＺ¨＋Ｋ、ＩＺ“一
（２—１ ４）

（’、１ｚ，！一Ｋ．１ｚ，２＋（１．Ｉ，，订２＋Ｋ、Ｉ，ｒ仍２＋ｐ４（ｆ）一ｐｏ＝‘４（１）

式中：Ｍ。一一车体（包括载重）质量（ｋｇ）； 。一一车体点头惯量（ｋｇ?ｍ！）； Ｍ，一一转向架簧上质量（ｋｇ）； ．，一一转向架点头惯量（ｋｇ?ｍ！）： Ａ，。一一转向架簧下质量（ｋｇ）： ｚ一一车体竖向振动线位移（ｍ）： ２一一车体竖向振动线速度（ｍ／ｓ）； ２一一车体竖向振动线加速度（ｍ／ｓ ２）：
移一一车体竖向振动角位移（ｔａｄ）；

函一一车体竖向振动角速度（ｒａｄ／ｓ）： 西——车体竖向振动角加速度（ｒａｄ／ｓ＝）； ｚ。／ｚ。——前／后转向架构架竖向振动线位移（ｍ）： ２，．／２．、一一前／后转向架构架竖向振动线速度（ｍ／ｓ）；
２，．／２，、一一前／后转向架构架竖向振动线加速度（ｍ／ｓ ２）

仍．／仍，一一前／后转向架构架竖向振动角位移（ｔａｄ）；
妒，，／≯，，一一前／后转向架构架竖向振动角速度（ｒａｄ／ｓ）；

西南交通大学博士研究生学位论文

第６３页

谚．／访，——前／后转向架构架竖向振动角加速度（ｒａｄｌｓ！）： ｚ。ｌ／ｚｎ／ｚ¨／ｚ“——第一／二／三／四轮对竖向振动线位移（ｍ）； ２。Ｉ／２。：／２。／２。——第－－Ｉ－－Ｉ＝＿Ｉ四轮对竖向振动线速度（ｍｌｓ）： ２。．／２。／２。／２。——第一／二／三／四轮对竖向振动线加速度（ｍ／ｓ？）：
足。．一一转向架与轮对间车辆一系悬挂系统刚度（ｋＮ／ｍ）； （１１一一转向架与轮对间车辆一系悬挂系统阻尼（ｋＮ?ｓｌｍ）； Ｋ。一～车体与转向架间车辆二系悬挂系统刚度（ｋＮｌｍ）；

（、．，——车体与转向架间车辆二系悬挂系统阻尼（ｋＮ?ｓ／ｍ）； ｐｌ／ｐ：／Ｐ３／ＰＪ一一第一／二／三／四轮对处的总轮轨作用力（ｋＮ）：
Ｐ。一一静轮载（ｋＮ）；

ｆ，．／‘！／‰，‘；——第一／二／三／四轮对处的激振力函数； ，一一车辆定距之半（ｍ）；
，．一一转向架轴距之半（ｍ）；
其余符号同前。

图２—２：｛模型中，车辆系统垂向振动微分方程组的阶数为１０。

２．４．２线路系统振动微分方程
１．钢轨沉浮振动
钢轨在理论上可以被看作连续支承的无限长Ｅｕｌｅｒ梁，但在实际处理时，

常被简化成有限长的简支梁。一般认为，只要计算长度足够（怂ｌＯＯｍ）……，
即可获得令人满意的结果。

钢轨计算模型如图２—２５所示…“。图中，Ｇ。ＩＧ：／Ｇ、ＩＧ。为第一ｌ－－ｌｉｌ四 轮对的车轮对钢轨的动作用力，并随车辆以速度Ｖ向前移动：ｆ。（，＝ｌ～Ｎ） 是轨枕支点的动反力，Ｊｖ为长度，范围内轨枕的支点总数；，，是车辆定距之半， ，，是转向架轴距之半。ＯＸ为固定在钢轨上的固定坐标系，ｏ＇ｘ’是连接在车辆上 的移动坐标系，两种坐标系之间的变换关系为：
工＝Ｘ’＋ｘｏ＋所 （２—１ ５）

式中：‰一一起始时刻第４位轮对在固定坐标系中的位置（ｍ）：

ｐ７——车辆运行速度（ｍｌｓ）； ，——车辆运行时间（ｓ）：
其余符号同前。

第６４页

题南交通大学博士硪究生学位论文

ｌ

ｘ。

１２１Ｉ ２（Ｉ。一ｌ；）；２１，ｌ
ｖ
＊》一

。０膏ｘ一粤警高等％二Ｆ彳
ｚ，；
Ｆｒｓｉ
Ｆｒｓｉ

＿Ｉ……～—ｆｘｆ？二：＿二二二奠．１一 ｕ，－一…一｛；，一Ｘ’
Ｉ

Ｒ囊…一

０，……堕…

＋。

圈２－２５钢鞔计算模型

Ｅ，％坐川学《黜腕一卜扣伽∽屯瑚（２－１６）
其中：钢轨对辕技压力疋；（Ｉ）＝Ｋ，【ｚ，（ｘ，，，）一Ｚ。（ｆ）】＋０，【２，魄．，）一未。，｛，）】
轮轨间动作用力Ｇ，《ｆ）＝改∽一Ｐ。
轨枕支点坐标＿，＝ｉｌ。
（ｉ＝ｌ～Ｎ） （ｊ＝ｌ～４）

钢孰淀浮掇动微分方程为：

轮对运动坐标ｘ…（，）＝‰＋２（，。＋‘）＋盼
ｘｆ，２（，）＝ｘｏ＋２，。＋ｎ
ｘ（ｎ（，）＝ｘｏ＋２Ｉ，十行 ■，４（，）＝誓ｎ＋衍

式孛：茁——钢辘弹性模量（ｋＮ／ｍ？）：
，一～钢轨截耐惯量（ｍ。）：

ｍ，——钢轨单位长度质量（ｋｇ／ｍ）： Ｋ。～一钢轨与轨枕问垫层刚度（ｋＮ／ｍ）；
０。～一钢轨与轨枕问垫层黼尼（ｋＮ?ｓ／ｍ）；

ｚ，（ｘ、，）一一钢轨竖囱振动线位移（ｍ）；

西南交通大学博士研究生学位论文 ２．（工．，）一一钢轨竖向振动线速度（ｍ／ｓ）： Ｚ、，（，）～一轨枕竖向振动线位移（ｍ）； ２。．（ｆ）一一轨枕竖向振动线速度（ｍ／ｓ）：

第６５页

，一一轨枕问距（ｍ）； 艿一一Ｉ）ｉ ｒａｃ函数； ～一一钢轨计算长度范围内轨枕的支点总数；
其余符号同前。

方程（２一１６）是一个四阶偏微分方程组。为了便于进行数值计算，可采
用…ｔ ｚ方法“”’１“。将其转化为二阶常微分方程组。

引入钢轨正则振型坐标ｇ。（，），应用简支粱的正则振型函数，可得图２ 钢轨分析模型的振型是：

２ｊ

驰，＝Ｊ嘉ｓｉｎｃ竽，
则方程（２ １６）的解可表示为：

∽…

ｚ，（ｘ．，）＝∑Ｋ（ｘ）吼（，）

（２—１８）

对于所截取的模态阶数ＮＭ，要求其截止频率在所分析的钢轨有效频率

的二倍以上。可采取模态数值试验的方法，根据解的收敛性来确定合理的ＮＭ
值“””““。

将式（２一１８）代入式（２一１６），并进行一系列的推导和整理……，可得钢轨 振型坐标微分方程组的详细形式为：

４。（，）＋窆（，，Ｋ（一）芝Ｋ（一）㈣掣ＬＩ Ｌ．竽ｇＴｇｍ．４（，）＋ ㈣＋善‘１一Ｋ（一）善Ｋ（桷（卅∥了ｍ（，）＋
ＥＫ，Ｋ（‘）∑一．（一）吼（，）一∑ｃ，Ｋ（ｘ，）２。（，）一 ∑Ｋ，＇：（ｘ胆￣，（，）
２．轨枕沉浮振动 图２—２３模型中，第ｉ号轨枕的沉浮振动微分方程的基本形式为：
Ｋ∥［ｚｒ（ｘ，，７）－－Ｚ，，（７）］＋ｃ，，【ｚ，（ｘ，，‘）一ｚｗＯ）］一
（２～１９）

Ｋｍ［ｚ。（，）一ｚｍ（，）】一ｃ～［ｚ。（，）一ｚｍ（，）】＝Ｍ—Ｚ，（ｆ）
将钢轨的位移表达式（２一１８）代入式（２—１９），整理后可得轨枕沉浮振动

第６６页

西南交通大学博士研究生学位论文

微分方程组的详细形式为：
Ａ，。ｚ。（，）＋（ｃ，。＋ｃｍ）Ｚ，，（，）＋（Ｋ，＋Ｋ＾，）ｚ，，（，）一
ｈｈ｜

（‘．，２。（，）一Ｋ～ｚｍ（，）一Ｃｐ，∑Ｋ（ｘ埘＾（，）一
ｈ＝ｌ

（ｉ－ｌ～Ｎ）

业

Ｋ，∑Ⅵｘ，）ｑ＾（，）＝０
ｈ；ｌ

式中：Ｍ。．一一轨枕质量（ｋｇ）； Ｚ。，（，）一一轨枕竖向振动线加速度（ｍ／ｓ！）：

足．，——道床刚度（ｋＮ／ｍ）： ■——道床阻尼（ｋＮ?ｓ／ｍ）； ｚ。（，）一一道床竖向振动线位移（Ｈ１）： ２。（，）一一道床竖向振动线速度（ｍ／ｓ）：
其余符号同前。

３．道床沉浮振动
图２—２：３模型中，第ｆ号离散道床质量块共受到上方轨枕对道床的作用力 厅一下方路基基床对道床的反力Ｒ。、左侧道床块的剪切作用力Ｅ。、右侧道 床块的剪切作用力６。的作用，如图２ ２６所示。第ｆ号离散道床质量块的沉 浮振动方程为：
Ｆ㈧一Ｆｈｎ—Ｆｗｔ—Ｆｈｈ＝Ｍ ｈ．ｚ ｈ心、
（２ ２０）

其中：吒、，＝Ｋ。［Ｚ。（，）一Ｚｈ，（，）］＋Ｃｍ［２．，（，）一２。（ｆ）】
一＾＝Ｋ＾Ｚ＾，（，）＋Ｃ＾Ｚ～（ｆ）

（２－２Ｉ）
（２ ２２）

—■Ｍ＝Ｋ＂【ｚ～（，）一ｚ…一ｌｌ（，）】＋Ｃ州［ｚ～（，）一ＺＩ，ｏ－ｉ）（，）】
ＣＭ＝Ｋ。，【Ｚ＾，（，）一ｚ¨＋¨（，）］４－Ｃ。。［Ｚ～（，）一ｚⅢ㈨（，）】

（２

２：｛）

（２ ２４）

西南交通大学博士研究生学位论文 Ｒ
，．。．，。，～
一

第６７页

｝ｉ
Ｆｂ…１

Ｍｂｌ
一一

）｝
Ｆｌｍ．

｝Ｒ，
图２—２６道床离散质量块分析模型
将式（２ ２１）～（２ ２４）代入式（２－２０），按理后可得离散道床质量块沉 浮振动微分方程组的详细形式为：
Ｍ～Ｚ＾，（，）＋（［１～＋ｃｌｎ＋２Ｃ…）ｚ～“）＋（Ｋ＾，＋世＾＋２Ｋ¨）ｚｍ（，） （’～Ｚ、，（，）一ＫｍＺ、，（，）一Ｃ。Ｚ＾（…）（，）一Ｋ。ＺⅢ＋１）（ｆ）一

（’。ｚ…Ⅲ（，）一Ｋ。Ｚｈｏ－ｉ）（，）＝０ 边界条件为：Ｚ。＝２。，＝０
Ｚ＾（、＋１）２Ｚ¨Ⅳ＋Ｉ】２ Ｏ

式中：Ｍ。一一道床离散块质量（ｋｇ）； ２。（，）一一道床离散块竖向振动线加速度（ｍ／ｓ：）； Ｋ。，一一道床剪切刚度（ｋＮ／ｍ）； （’、．，一一道床剪切阻尼（ｋＮ?ｓ／ｍ）； Ｋ．一一路基基床刚度（ｋＮ／ｍ）： （１。——路基基床阻尼（ｋＮ?ｓ／ｍ）：
其余符号同前。

图２—２３模型中，线路系统垂向振动微分方程组的阶数为ＮＭ＋２Ｎ。

２．４．３车辆与线路系统的垂向相互作用关系
在垂向平面内，车辆子系统与线路子系统之间的相互作用关系，是通过 轮轨接触面实现的。轮轨间的垂向作用力可由Ｈｅｒｔｚ非线性弹性接触理论确
定，其表达式为……：
Ｌ，

ｐ（，）＿［掣ｒ

（２—２５）

式中：Ｇ一一轮轨接触常数（ｍ／Ｎ！’）：

第６８页

西南交通大学博士研究生学位论文

露（，）一一轮轨间弹性压缩量（ｍ）：
其余符号同前。

由于，轮轨问的弹性压缩量６ｚ（ｔ）包括静轮载产生的压缩量泌。和动轮载
产生的压缩量０７。（，）两部分，其表达式为：

０７（ｉ）＝尼ｏ＋尼。，（，）

（２ ２６）

其中：韶。＝（≯．¨
尼。（，）＝ｚ。，（，）一ｚ，（ｘ¨，ｆ） 式中：ｚ。』（，）一～，时刻第，轮对的动位移： ｚ，（一。，，）～一，时刻第／轮对处钢轨的动位移：
其余符号同前。
（，＝１～４）

所以，轮轨间垂向作用力的详细表达式为：

，，，（，）＝｛ｐ：”＋去【ｚ。（，）一ｚ，（ｘｑ，ｆ）】｝“！ Ｕ

（，＝ｌ～４）

当轮轨界面存在几何不平顺时，轮轨间垂向作用力的详细表达式变为

，，，（，）２（，７ｊ、＋六【ｚｗ（，）一ｚ，（ｘ¨，，）一ｚｏ（，）】｝”２ Ｕ
式中：Ｚ。（，）——轮轨表面的几何不平顺函数（ｍ）：
其余符号同前。

（＿，＝ｌ

４）

当露（，）＜Ｏ时，表明轮轨已相互脱离，此时ｐ（ｆ）＝０。
轮轨接触常数Ｇ与车轮半径月（ｍ）有如下关系ｍ…：
Ｇ＝４．５７Ｒ““９×１０。 Ｇ＝３．８６Ｒ““”Ｘ１０。８

（锥形踏面车轮）

（２ ２７）

（磨耗形踏面车轮）

（２—２８）

２．５计算方法及计算软件
２．５．１数值计算分析方法
图２－２３所示的模型中，车辆与线路系统垂向相互作用的振动微分方程组

有（１０＋ＮＭ＋２Ｎ）个自由度。该方程组经过整理，可写成如下标准的矩阵形
式：

阻肛｝＋Ｅ肛｝＋ｋ肛｝：㈣
武中：阻卜一车辆与线路系统垂向相互作用质量矩阵：

（２—２９）

西南交通大学博士研究生学位论文

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ｌｃｌ——车辆与线路系统垂向相互作用阻尼矩阵； ｌＫｌ一一车辆与线路系统垂向相互作用刚度矩阵； ∽｝——车辆与线路系统垂向相互作用广义加速度矢量： 江｝——车辆与线路系统垂向相互作用广义速度矢量：
｛．Ｙ｝一一车辆与线路系统垂向相互作用广义位移矢量； ｛Ｊ１）｝一一车辆与线路系统垂向相互作用广义荷载矢量。
式（２ ２９）是一个大型的非线性动力学微分方程组。若取铡轨的计算长

度为ｌＯＯｍ，模态阶数为９０，则系统的自由度有４５０个左右。目前，针对此类

问题，只能采用数值积分法进行求解。其中，隐式法和显式法是目前最常用
的两类数值积分方法。

隐式法中包括Ｎｅｗｍａｒｋ法、ＩＩｏｕｂｏｌｔ法、ｗ¨ＳＯｎ一０法、｝Ｉ ｍｏｒ—Ｈｕｇｈｅｓ的 ａ法和０—０配置法以及Ｐａｒｋ法等数值积分法””１。隐式法的最大优点是数值
积分的稳定性较好，计算精度较高。由于隐式法每向前积分一步都需要求解

一次大型的线性代数方程组，对非线性问题还需重新计算ｌｃｌ、ＩＫｌ矩阵，重
新进行三角分解，对于多自由度的大型工程问题，其计算工作量十分巨大，
计算效率较低。 在显式法中，目前最常用的有四阶Ｒｕｎｇｅ—Ｋｕｔｔａ法和中心差分法等数值

积分法。与隐式法相反，显式法具有计算过程简捷，计算效率较高等特点。 当然，是以牺牲一定的计算精度和积分稳定性为代价的，时间步氏的选取受 到稳定性条件的限制，不存在无条件稳定的显式积分方法““。 为了克服隐式法计算效率低和显式法积分精度差等的不足，本文采用的 是文献［１５９，１６１］基于Ｎｅｗｍａｒｋ隐式法，提出的一类显式二步积分法和一类预 测一校正积分法。此二种方法在求解大型非线性动力学微分方程组时，只要

质量矩阵ｌＭｌ为对角阵或经对角

  本文关键词：高速铁路路桥过渡段动力学特性分析及工程试验研究，由笔耕文化传播整理发布。