路基区段有砟轨道无缝线路震后稳定性分析

2022-02-12潘振谢铠泽马战国

铁道建筑 2022年1期

潘振谢铠泽马战国

1.中国铁道科学研究院集团有限公司铁道建筑研究所，北京 100081；2.中国铁道科学研究院集团有限公司高速铁路轨道技术国家重点实验室，北京 100081；3.石家庄铁道大学，石家庄 050041

根据铁总工电〔2019〕77号《高速铁路基础设施地震震后应急处置暂行规定》，发生4.0级及以上地震高速铁路需进行封锁检查后才能通车。但从现场巡查看4.0级以下地震对线路破坏程度较小，基本不影响列车正常运行，而震后巡查工作量大，即便是非破坏性地震（5.0级以下）震后也要2～4 h才能恢复通车。

文献［1］建立高速铁路线-桥-墩一体化模型，提出了震后桥上无缝线路轨道结构的损伤指标，并进行地震易损性分析。文献［2］以路桥过渡段简支梁桥为研究对象，分析了地震作用下主梁变形和轨道变形之间的关系以及桥墩刚度、扣件刚度、支座形式等因素对轨道变形的影响。文献［3］分析了汶川地震中铁路桥梁的震害情况，建立用于计算混凝土铁路桥梁震害指数的统计回归模型。文献［4-6］对震后桥梁、路基的加固和修复方法进行了探讨。上述研究主要集中于震后桥梁、路基等结构的伤损修复技术，对震后无缝线路相关研究较少。

本文对高速铁路路基区段有砟轨道无缝线路在震后的稳定性进行仿真分析，探求不同钢轨温升及地震作用下无缝线路的地震响应特性，为明确不同烈度地震后无缝线路的检查内容提供技术支撑。

1 路基区段有砟轨道无缝线路地震响应分析模型

1.1 分析模型的建立

结合既有车辆-轨道-路基系统分析模型［7］，建立路基区段有砟轨道无缝线路地震响应分析模型，见图1。

钢轨与轨枕采用空间梁单元Beam4模拟，采用60 kg/m钢轨、Ⅲ型混凝土轨枕，轨枕间距0.6 m。道床采用Mass 21单元模拟，道床密度1750 kg/m3，厚度0.35 m，边坡坡度1∶1.75，顶面宽度3.6 m，计算得到道床等效参振质量1548.1 kg。

道床垂向刚度和扣件垂向、横向刚度采用Combin14弹簧-阻尼单元模拟，道床垂向刚度取120 kN/mm，扣件垂向、横向刚度分别取60、40 kN/mm。

参考TB 10015—2012《铁路无缝线路设计规范》，按Ⅲ型混凝土轨枕对道床横向阻力进行取值，并考虑5%的折减，取6.84 kN/枕，其对应的临界弹塑性位移取2.0 mm。道床与路基之间横向连接的临界弹塑性位移取0.2 mm，对应的阻力取20 kN（轨枕之间轨道结构的质量1940.7 kg，摩擦因数取1.0）。

1.2 不平顺

参考TB 10015—2012，轨道初始弯曲由弹性弯曲和塑性弯曲两部分组成。轨道初始不平顺波长为7.2 m，弹性弯曲矢度为6.8 mm，塑性弯曲矢度为3.4 mm。

1.3 地震波

选取现场实测地震波进行计算，地震波信息见表1。其中，编号F2⁃6表示Ⅰ类场地的第2条地震波，地震烈度为6度；编码相同的两种波表示波形一样、振幅不同。特征周期依据美国ATC⁃3：1986《Seismic Design Guidelines for Highway Bridges》计算得到。地震烈度根据GB/T 17742—2020《中国地震烈度表》得到，见表2。

表1 地震波信息

表2 中国地震烈度

2 地震响应分析

2.1 直线段地震响应分析

由于Ⅰ、Ⅱ、Ⅲ类场地地震响应规律一致，故以Ⅰ类场地为例进行分析。

输入地震波F5⁃7和F6⁃8，不同钢轨温升条件下钢轨横向位移、轨枕相对道床的横向位移时程曲线见图2。

图2 直线段地震波F5⁃7、F6⁃8作用下位移时程曲线

由表1和图2可知：①地震波F5⁃7、F6⁃8的波形一致，但地震波F5⁃7的横向振动加速度峰值为100.2 cm/s2，为地震波F6⁃8的40%。②钢轨温升60℃时，地震波F5⁃7、F6⁃8作用下钢轨最大横向位移分别为1.99、2.22 mm，轨枕相对道床的最大横向位移分别为1.73、1.95 mm。可见，地震波的波形不变时，随着横向振动加速度峰值增大，钢轨横向位移、轨枕相对道床的横向位移明显增大。③在地震波F6⁃8、钢轨温升65℃条件下钢轨横向位移在3.0 s附近突然增大，且增大后未恢复至原来振动平衡位置。这是由于轨枕相对道床的横向位移超过了轨枕和道床连接的临界弹塑性位移2.00 mm，带动钢轨发生塑性变形。当钢轨温升降至60℃时，虽然在3.0 s附近钢轨最大横向位移达到2.22 mm，但轨枕相对道床的位移小于2.00 mm，最终轨枕又恢复到初始位置，钢轨横向位移随之变小，最终震后钢轨横向位移小于2.00 mm。结合TB 10015—2012及文献［8-9］，以震后钢轨横向位移2.00 mm作为无缝线路稳定性的限值。

地震波F5⁃7、F4⁃6和不同钢轨温升共同作用下钢轨横向位移时程曲线见图3。由表1和图3可知：钢轨温升65、60℃时，地震波F4⁃6作用下钢轨最大横向位移分别为2.25、2.04 mm，而地震波F5⁃7作用下钢轨最大横向位移分别为2.21、1.99 mm。地震波F4⁃6的横向振动加速度峰值为85.1 cm/s2，为地震波F5⁃7的85%，但其所引起的位移却有所增加。频率大于10 Hz后地震波F4⁃6的振动加速度仍然较大，而地震波F5⁃7的振动加速度相对较小（图4），有砟轨道对应的横向一阶频率在12 Hz左右［10］，因此地震波F4⁃6较F5⁃7更容易引起一阶频率共振，从而造成地震波F4⁃6作用下钢轨横向位移较大。

图3 直线段地震波F5⁃7、F4⁃6作用下位移时程曲线

图4 振动加速度频谱曲线

2.2 直线段和曲线段地震响应对比分析

曲线段地震波F6⁃8和不同钢轨温升共同作用下钢轨横向位移时程曲线见图5。对比图2和图5可知：在同一地震波、同一钢轨温升条件下，曲线段与直线段振动形态一致。与直线段相比，曲线段在初始不平顺的基础上具有一定的矢度，故地震波和钢轨温升共同作用下钢轨横向位移增大。

图5 曲线段地震波F6⁃8和不同钢轨温升共同作用下钢轨横向位移时程曲线

2.3 不同工况地震响应综合分析

为减少计算工况，从高烈度向低烈度、从高温升向低温升计算。当轨道稳定性满足要求后不再计算后续工况。输入表1中地震波，考虑钢轨温升65、60、55℃，对直线段、曲线段震后钢轨横向位移进行计算，结果见表3。根据TB 10621—2009《高速铁路设计规范（试行）》，有砟轨道最小曲线半径取3000 m。

由表3可知：

表3 不同工况下震后钢轨横向位移

1）直线段仅钢轨温升65℃引起的钢轨横向位移超过了无缝线路稳定性限值（2 mm）；钢轨温升60、55℃引起的钢轨横向位移未超过无缝线路稳定性限值。曲线段钢轨温升60℃引起的钢轨横向位移已接近无缝线路稳定性限值。与TB/T 2098—2007《无缝线路铺设及养护维修方法》规定的直线段和半径大于等于2000 m曲线段的允许温升62℃基本一致，这说明该仿真模型比较可靠。

2）直线段钢轨温升65℃和地震共同作用下震后钢轨横向位移最小值为2.049 mm，超过了无缝线路稳定性限值；直线段钢轨温升60℃和地震共同作用下的震后钢轨横向位移最大值为1.855 mm，小于无缝线路稳定性限值。因此，直线段在钢轨温升不大于60℃、地震烈度不大于8度时，震后无需检查无缝线路的稳定性。

3）曲线段钢轨温升65℃和地震共同作用下震后钢轨横向位移最小值2.316 mm；钢轨温升60℃和7度地震共同作用下震后钢轨横向位移最大值为1.997 mm，接近无缝线路稳定性限值；钢轨温升60℃和6度地震共同作用下震后钢轨最大横向位移为2.003 mm，超过无缝线路稳定性限值；钢轨温升55℃和8度地震共同作用下震后钢轨横向位移最大值为1.827 mm，小于无缝线路稳定性限值。因此，曲线段钢轨温升不大于55℃、地震烈度不大于8度时震后无需检查无缝线路的稳定性。

4）直线段、曲线段部分地震力和温升共同作用下（如地震波S3⁃6、钢轨温升60℃）震后钢轨横向位移比仅温升作用下钢轨横向位移还小，说明地震并不一定增大钢轨横向位移。