路基區(qū)段有砟軌道無(wú)縫線路震后穩(wěn)定性分析

潘振 謝鎧澤 馬戰(zhàn)國(guó)

1.中國(guó)鐵道科學(xué)研究院集團(tuán)有限公司鐵道建筑研究所，北京 100081；2.中國(guó)鐵道科學(xué)研究院集團(tuán)有限公司高速鐵路軌道技術(shù)國(guó)家重點(diǎn)實(shí)驗(yàn)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(hào)《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(jí)及以上地震高速鐵路需進(jìn)行封鎖檢查后才能通車。但從現(xiàn)場(chǎng)巡查看4.0級(jí)以下地震對(duì)線路破壞程度較小，基本不影響列車正常運(yùn)行，而震后巡查工作量大，即便是非破壞性地震（5.0級(jí)以下）震后也要2～4 h才能恢復(fù)通車。

文獻(xiàn)［1］建立高速鐵路線-橋-墩一體化模型，提出了震后橋上無(wú)縫線路軌道結(jié)構(gòu)的損傷指標(biāo)，并進(jìn)行地震易損性分析。文獻(xiàn)［2］以路橋過渡段簡(jiǎn)支梁橋?yàn)檠芯繉?duì)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(duì)軌道變形的影響。文獻(xiàn)［3］分析了汶川地震中鐵路橋梁的震害情況，建立用于計(jì)算混凝土鐵路橋梁震害指數(shù)的統(tǒng)計(jì)回歸模型。文獻(xiàn)［4-6］對(duì)震后橋梁、路基的加固和修復(fù)方法進(jìn)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(duì)震后無(wú)縫線路相關(guān)研究較少。

本文對(duì)高速鐵路路基區(qū)段有砟軌道無(wú)縫線路在震后的穩(wěn)定性進(jìn)行仿真分析，探求不同鋼軌溫升及地震作用下無(wú)縫線路的地震響應(yīng)特性，為明確不同烈度地震后無(wú)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(wú)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(wú)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?jiǎn)卧狟eam4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(jì)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(wú)縫線路設(shè)計(jì)規(guī)范》，按Ⅲ型混凝土軌枕對(duì)道床橫向阻力進(jìn)行取值，并考慮5%的折減，取6.84 kN/枕，其對(duì)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(duì)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(zhǎng)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(chǎng)實(shí)測(cè)地震波進(jìn)行計(jì)算，地震波信息見表1。其中，編號(hào)F2?6表示Ⅰ類場(chǎng)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(guó)ATC?3：1986《Seismic Design Guidelines for Highway Bridges》計(jì)算得到。地震烈度根據(jù)GB/T 17742—2020《中國(guó)地震烈度表》得到，見表2。

表1 地震波信息

表2 中國(guó)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(chǎng)地地震響應(yīng)規(guī)律一致，故以Ⅰ類場(chǎng)地為例進(jìn)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(duì)道床的橫向位移時(shí)程曲線見圖2。

圖2 直線段地震波F5?7、F6?8作用下位移時(shí)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(dòng)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(shí)，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(duì)道床的最大橫向位移分別為1.73、1.95 mm?？梢姡卣鸩ǖ牟ㄐ尾蛔儠r(shí)，隨著橫向振動(dòng)加速度峰值增大，鋼軌橫向位移、軌枕相對(duì)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(lái)振動(dòng)平衡位置。這是由于軌枕相對(duì)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(dòng)鋼軌發(fā)生塑性變形。當(dāng)鋼軌溫升降至60℃時(shí)，雖然在3.0 s附近鋼軌最大橫向位移達(dá)到2.22 mm，但軌枕相對(duì)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(xiàn)［8-9］，以震后鋼軌橫向位移2.00 mm作為無(wú)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(shí)程曲線見圖3。由表1和圖3可知：鋼軌溫升65、60℃時(shí)，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(dòng)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(dòng)加速度仍然較大，而地震波F5?7的振動(dòng)加速度相對(duì)較?。▓D4），有砟軌道對(duì)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(shí)程曲線

圖4 振動(dòng)加速度頻譜曲線

2.2 直線段和曲線段地震響應(yīng)對(duì)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(shí)程曲線見圖5。對(duì)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(dòng)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(shí)程曲線

2.3 不同工況地震響應(yīng)綜合分析

為減少計(jì)算工況，從高烈度向低烈度、從高溫升向低溫升計(jì)算。當(dāng)軌道穩(wěn)定性滿足要求后不再計(jì)算后續(xù)工況。輸入表1中地震波，考慮鋼軌溫升65、60、55℃，對(duì)直線段、曲線段震后鋼軌橫向位移進(jìn)行計(jì)算，結(jié)果見表3。根據(jù)TB 10621—2009《高速鐵路設(shè)計(jì)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(wú)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(wú)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(wú)縫線路穩(wěn)定性限值。與TB/T 2098—2007《無(wú)縫線路鋪設(shè)及養(yǎng)護(hù)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(shuō)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(wú)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(wú)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(shí)，震后無(wú)需檢查無(wú)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(wú)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(wú)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(wú)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(shí)震后無(wú)需檢查無(wú)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(shuō)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(shí)，鋼軌橫向位移隨著橫向振動(dòng)加速度峰值增大而增大。鋼軌橫向位移不僅與地震波振動(dòng)加速度有關(guān)，也與振動(dòng)加速度的頻譜特征有關(guān)。

3）輸入的地震波相同時(shí)曲線段震后鋼軌橫向位移大于直線段，震后須重點(diǎn)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(shí)，震后無(wú)需檢查無(wú)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(shí)，震后無(wú)需檢查無(wú)縫線路的穩(wěn)定性。