潘振 謝鎧澤 馬戰(zhàn)國

1.中國鐵道科學(xué)研究院集團有限公司鐵道建筑研究所，北京 100081；2.中國鐵道科學(xué)研究院集團有限公司高速鐵路軌道技術(shù)國家重點實驗室，北京 100081；3.石家莊鐵道大學(xué)，石家莊 050041

根據(jù)鐵總工電〔2019〕77號《高速鐵路基礎(chǔ)設(shè)施地震震后應(yīng)急處置暫行規(guī)定》，發(fā)生4.0級及以上地震高速鐵路需進行封鎖檢查后才能通車。但從現(xiàn)場巡查看4.0級以下地震對線路破壞程度較小，基本不影響列車正常運行，而震后巡查工作量大，即便是非破壞性地震（5.0級以下）震后也要2～4 h才能恢復(fù)通車。

文獻［1］建立高速鐵路線-橋-墩一體化模型，提出了震后橋上無縫線路軌道結(jié)構(gòu)的損傷指標(biāo)，并進行地震易損性分析。文獻［2］以路橋過渡段簡支梁橋為研究對象，分析了地震作用下主梁變形和軌道變形之間的關(guān)系以及橋墩剛度、扣件剛度、支座形式等因素對軌道變形的影響。文獻［3］分析了汶川地震中鐵路橋梁的震害情況，建立用于計算混凝土鐵路橋梁震害指數(shù)的統(tǒng)計回歸模型。文獻［4-6］對震后橋梁、路基的加固和修復(fù)方法進行了探討。上述研究主要集中于震后橋梁、路基等結(jié)構(gòu)的傷損修復(fù)技術(shù)，對震后無縫線路相關(guān)研究較少。

本文對高速鐵路路基區(qū)段有砟軌道無縫線路在震后的穩(wěn)定性進行仿真分析，探求不同鋼軌溫升及地震作用下無縫線路的地震響應(yīng)特性，為明確不同烈度地震后無縫線路的檢查內(nèi)容提供技術(shù)支撐。

1 路基區(qū)段有砟軌道無縫線路地震響應(yīng)分析模型

1.1 分析模型的建立

結(jié)合既有車輛-軌道-路基系統(tǒng)分析模型［7］，建立路基區(qū)段有砟軌道無縫線路地震響應(yīng)分析模型，見圖1。

鋼軌與軌枕采用空間梁單元Beam4模擬，采用60 kg/m鋼軌、Ⅲ型混凝土軌枕，軌枕間距0.6 m。道床采用Mass 21單元模擬，道床密度1750 kg/m3，厚度0.35 m，邊坡坡度1∶1.75，頂面寬度3.6 m，計算得到道床等效參振質(zhì)量1548.1 kg。

道床垂向剛度和扣件垂向、橫向剛度采用Combin14彈簧-阻尼單元模擬，道床垂向剛度取120 kN/mm，扣件垂向、橫向剛度分別取60、40 kN/mm。

參考TB 10015—2012《鐵路無縫線路設(shè)計規(guī)范》，按Ⅲ型混凝土軌枕對道床橫向阻力進行取值，并考慮5%的折減，取6.84 kN/枕，其對應(yīng)的臨界彈塑性位移取2.0 mm。道床與路基之間橫向連接的臨界彈塑性位移取0.2 mm，對應(yīng)的阻力取20 kN（軌枕之間軌道結(jié)構(gòu)的質(zhì)量1940.7 kg，摩擦因數(shù)取1.0）。

1.2 不平順

參考TB 10015—2012，軌道初始彎曲由彈性彎曲和塑性彎曲兩部分組成。軌道初始不平順波長為7.2 m，彈性彎曲矢度為6.8 mm，塑性彎曲矢度為3.4 mm。

1.3 地震波

選取現(xiàn)場實測地震波進行計算，地震波信息見表1。其中，編號F2?6表示Ⅰ類場地的第2條地震波，地震烈度為6度；編碼相同的兩種波表示波形一樣、振幅不同。特征周期依據(jù)美國ATC?3：1986《Seismic Design Guidelines for Highway Bridges》計算得到。地震烈度根據(jù)GB/T 17742—2020《中國地震烈度表》得到，見表2。

表1 地震波信息

表2 中國地震烈度

2 地震響應(yīng)分析

2.1 直線段地震響應(yīng)分析

由于Ⅰ、Ⅱ、Ⅲ類場地地震響應(yīng)規(guī)律一致，故以Ⅰ類場地為例進行分析。

輸入地震波F5?7和F6?8，不同鋼軌溫升條件下鋼軌橫向位移、軌枕相對道床的橫向位移時程曲線見圖2。

圖2 直線段地震波F5?7、F6?8作用下位移時程曲線

由表1和圖2可知：①地震波F5?7、F6?8的波形一致，但地震波F5?7的橫向振動加速度峰值為100.2 cm/s2，為地震波F6?8的40%。②鋼軌溫升60℃時，地震波F5?7、F6?8作用下鋼軌最大橫向位移分別為1.99、2.22 mm，軌枕相對道床的最大橫向位移分別為1.73、1.95 mm。可見，地震波的波形不變時，隨著橫向振動加速度峰值增大，鋼軌橫向位移、軌枕相對道床的橫向位移明顯增大。③在地震波F6?8、鋼軌溫升65℃條件下鋼軌橫向位移在3.0 s附近突然增大，且增大后未恢復(fù)至原來振動平衡位置。這是由于軌枕相對道床的橫向位移超過了軌枕和道床連接的臨界彈塑性位移2.00 mm，帶動鋼軌發(fā)生塑性變形。當(dāng)鋼軌溫升降至60℃時，雖然在3.0 s附近鋼軌最大橫向位移達到2.22 mm，但軌枕相對道床的位移小于2.00 mm，最終軌枕又恢復(fù)到初始位置，鋼軌橫向位移隨之變小，最終震后鋼軌橫向位移小于2.00 mm。結(jié)合TB 10015—2012及文獻［8-9］，以震后鋼軌橫向位移2.00 mm作為無縫線路穩(wěn)定性的限值。

地震波F5?7、F4?6和不同鋼軌溫升共同作用下鋼軌橫向位移時程曲線見圖3。由表1和圖3可知：鋼軌溫升65、60℃時，地震波F4?6作用下鋼軌最大橫向位移分別為2.25、2.04 mm，而地震波F5?7作用下鋼軌最大橫向位移分別為2.21、1.99 mm。地震波F4?6的橫向振動加速度峰值為85.1 cm/s2，為地震波F5?7的85%，但其所引起的位移卻有所增加。頻率大于10 Hz后地震波F4?6的振動加速度仍然較大，而地震波F5?7的振動加速度相對較?。▓D4），有砟軌道對應(yīng)的橫向一階頻率在12 Hz左右［10］，因此地震波F4?6較F5?7更容易引起一階頻率共振，從而造成地震波F4?6作用下鋼軌橫向位移較大。

圖3 直線段地震波F5?7、F4?6作用下位移時程曲線

圖4 振動加速度頻譜曲線

2.2 直線段和曲線段地震響應(yīng)對比分析

曲線段地震波F6?8和不同鋼軌溫升共同作用下鋼軌橫向位移時程曲線見圖5。對比圖2和圖5可知：在同一地震波、同一鋼軌溫升條件下，曲線段與直線段振動形態(tài)一致。與直線段相比，曲線段在初始不平順的基礎(chǔ)上具有一定的矢度，故地震波和鋼軌溫升共同作用下鋼軌橫向位移增大。

圖5 曲線段地震波F6?8和不同鋼軌溫升共同作用下鋼軌橫向位移時程曲線

2.3 不同工況地震響應(yīng)綜合分析

為減少計算工況，從高烈度向低烈度、從高溫升向低溫升計算。當(dāng)軌道穩(wěn)定性滿足要求后不再計算后續(xù)工況。輸入表1中地震波，考慮鋼軌溫升65、60、55℃，對直線段、曲線段震后鋼軌橫向位移進行計算，結(jié)果見表3。根據(jù)TB 10621—2009《高速鐵路設(shè)計規(guī)范（試行）》，有砟軌道最小曲線半徑取3000 m。

由表3可知：

表3 不同工況下震后鋼軌橫向位移

1）直線段僅鋼軌溫升65℃引起的鋼軌橫向位移超過了無縫線路穩(wěn)定性限值（2 mm）；鋼軌溫升60、55℃引起的鋼軌橫向位移未超過無縫線路穩(wěn)定性限值。曲線段鋼軌溫升60℃引起的鋼軌橫向位移已接近無縫線路穩(wěn)定性限值。與TB/T 2098—2007《無縫線路鋪設(shè)及養(yǎng)護維修方法》規(guī)定的直線段和半徑大于等于2000 m曲線段的允許溫升62℃基本一致，這說明該仿真模型比較可靠。

2）直線段鋼軌溫升65℃和地震共同作用下震后鋼軌橫向位移最小值為2.049 mm，超過了無縫線路穩(wěn)定性限值；直線段鋼軌溫升60℃和地震共同作用下的震后鋼軌橫向位移最大值為1.855 mm，小于無縫線路穩(wěn)定性限值。因此，直線段在鋼軌溫升不大于60℃、地震烈度不大于8度時，震后無需檢查無縫線路的穩(wěn)定性。

3）曲線段鋼軌溫升65℃和地震共同作用下震后鋼軌橫向位移最小值2.316 mm；鋼軌溫升60℃和7度地震共同作用下震后鋼軌橫向位移最大值為1.997 mm，接近無縫線路穩(wěn)定性限值；鋼軌溫升60℃和6度地震共同作用下震后鋼軌最大橫向位移為2.003 mm，超過無縫線路穩(wěn)定性限值；鋼軌溫升55℃和8度地震共同作用下震后鋼軌橫向位移最大值為1.827 mm，小于無縫線路穩(wěn)定性限值。因此，曲線段鋼軌溫升不大于55℃、地震烈度不大于8度時震后無需檢查無縫線路的穩(wěn)定性。

4）直線段、曲線段部分地震力和溫升共同作用下（如地震波S3?6、鋼軌溫升60℃）震后鋼軌橫向位移比僅溫升作用下鋼軌橫向位移還小，說明地震并不一定增大鋼軌橫向位移。

3 結(jié)論

1）溫升引起的鋼軌橫向位移明顯大于地震引起的鋼軌橫向位移。

2）地震波的震形相同時，鋼軌橫向位移隨著橫向振動加速度峰值增大而增大。鋼軌橫向位移不僅與地震波振動加速度有關(guān)，也與振動加速度的頻譜特征有關(guān)。

3）輸入的地震波相同時曲線段震后鋼軌橫向位移大于直線段，震后須重點關(guān)注曲線段。

4）直線段在鋼軌溫升不大于60℃、地震烈度不大于8度時，震后無需檢查無縫線路的穩(wěn)定性。

5）曲線段鋼軌溫升不大于55℃、地震烈度不大于8度時，震后無需檢查無縫線路的穩(wěn)定性。