分級地震下跨斷層高鐵簡支梁橋行車安全與抗震設計優化研究

江 輝，王 敏，曾 聰，黃 磊

(1. 北京交通大學土木建筑工程學院，北京 100044；2. 高速鐵路軌道技術國家重點實驗室(中國鐵道科學研究院)，北京 100081；3. 中國鐵路設計集團有限公司，天津 300142)

跨越活動斷層的橋梁在地震中面臨巨大的破壞風險。1999 年我國臺灣集集地震、1999 年土耳其Kocaeli 地震與Duzce 地震，及2008 年我國汶川地震等幾次大地震中，20 余座跨斷層橋梁遭受嚴重破壞或垮塌。

隨著我國交通基礎設施建設的持續推進，跨斷層橋梁不斷涌現，如跨越鋪前-清瀾斷裂帶的海南海文大橋，是目前世界上最大的跨斷層跨海大橋。鐵路方面，跨越盧龍斷裂帶的津秦客專灤河特大橋，以及跨越某全新世逆沖活動斷層的敦煌-格爾木鐵路甘肅段闊克薩大橋等，先后建設。此外，我國即將大規模開工建設的川藏鐵路(雅安至林芝段)，將穿越橫斷山脈的一系列活動斷層，其中部分斷層可能以橋梁方式跨越。上述橋梁的建設與運營，對跨斷層橋梁的抗震設計和維修加固提出了現實需求。

目前，跨斷層橋梁的抗震研究尚處于初始階段。Goel 等[1]以一般跨徑的跨斷層梁式橋為對象，發展了適用于彈塑性峰值地震響應估算的簡化方法。Mavroeidis 等[2]提出一種適用于近斷層區的速度脈沖模擬模型，得到廣泛應用。楊懷宇等[3]以跨越走滑斷層的某簡支梁橋為對象，開展了人工地震激勵下的動力響應分析?；萦碌萚4]以跨斷層連續梁橋為背景，討論了斷層跨越方式、橋墩剛度差等因素的影響。Li 等[5]提出一種跨斷層脈沖型地震動的人工合成方法，并討論了脈沖參數對大型橋梁地震響應的影響規律。Lin 等[6]討論了斷層位移水平對大型橋梁地震響應的影響規律。Yang 等[7]以著名的Bolu Viaduct 1#橋為對象，研究了地震動高通濾波對跨斷層橋梁地震響應的影響。Zhang 等[8]研究了斷層跨越角度、脈沖峰值和周期對高速公路簡支梁橋地震響應的影響規律。Saiidi 等[9]首次開展了跨斷層橋梁的振動臺臺陣模型試驗。Yang 等[10]系統總結了跨斷層橋梁震害及抗震研究的進展，展望了未來研究的熱點方向。

上述研究集中于公路橋梁，目前國內外尚未見到以跨斷層鐵路橋梁尤其是高鐵橋梁為對象的相關研究。隨著我國高速鐵路(客運專線)路網的不斷加密，部分線路很難繞避活動斷層，滑沖效應地震作用下高鐵橋梁的結構安全及行車安全亟待研究且意義重大。本文以某高鐵多跨簡支梁橋為研究對象，建立線路-橋梁的一體化精細數值模擬模型，引入人工合成方法生成跨斷層地震動，系統討論多遇、設計及罕遇地震下橋梁、軌道結構的響應特性與結構安全，基于軌道水平變形開展行車安全性評價，并討論了跨斷層軌道結構的優化設計。

1 跨斷層橋梁及其非線性分析模型

1.1 高鐵簡支梁橋概況

某高速鐵路位于路橋過渡段處的8 跨32 m 雙線PC 箱梁橋，II 類場地，8 度設防，垂直跨越某走滑型活動斷層，如圖1 所示。為方便敘述，橋墩由左向右依次編號為P1、P2、···、P8、P9 墩，簡支梁由左向右依次為D1、D2、···、D7、D8 梁。如圖1 所示，斷層跡線位于P4、P5 墩中間，下文稱P4、P5 墩為緊鄰斷層墩，其他墩為遠離斷層墩，D4 梁為斷層跨，D3、D5 梁分別為斷層跨左、右側鄰跨，其余為遠離斷層跨。對于走滑斷層，通常可認為在平行斷層方向(fault parallel，FP)上P1 墩～P4 墩所受激勵與P5 墩～P9 墩大小相等、方向相反[11]。以P4 墩截面質心為縱橋向坐標原點，向左為負、向右為正。

圖1 橋梁平面布置及地震動激勵方向示意圖Fig.1 Diagram of the bridge plane layout and seismic excitation direction

主梁為32 m 跨單箱單室簡支PC 箱梁。圓端型實體墩高10 m，截面尺寸為2 m×6 m，縱筋采用HRB400 鋼，直徑20 mm，箍筋采用HRB335鋼，直徑12 mm。主梁與橋墩分別采用C50、C35混凝土，墩頂支座墊石采用C40 現澆混凝土。支座為KTPZ5500 型盆式橡膠支座，每跨共設置4 個支座，即固定型(GD)、橫向活動型(HX)、縱向活動型(ZX)及多向活動型(DX)各一個。CRTSII型板式無砟軌道，鋼軌為CHN60 軌，采用WJ-8 型扣件，無縫長鋼軌、底座板和軌道板均為縱橋向連續結構。

1.2 非線性數值模型

對于靠近路基處的梁體，其在地震下的慣性力很大程度由其上部的鋼軌承擔并傳遞，而遠離路基處梁體的慣性力則更多由橋墩承擔，遠離路基方向鋼軌所受軸力逐漸減小并趨近于零，其約束作用也大幅降低，這一認識和UIC 規范[12]及文獻[13]相一致。因此，本文所建模型中鋼軌向橋臺外側路基方向延伸100 m 作為鋼軌鎖定點，對于中跨方向，考慮實際受力和最不利情況，對鋼軌端部不予約束。圖2 為本文線路-橋梁一體化模擬模型的示意圖。

圖2 縱連板式無砟軌道無縫線路-橋梁一體化結構模型示意圖Fig.2 Mechanical model of longitudinally connected slab ballastless track continuously welded rail on bridge

有限元模型中，箱梁、軌道板與底座板采用彈性梁單元模擬；橋墩和鋼軌采用非線性纖維梁柱單元模擬[14]，橋墩混凝土和縱筋的本構關系分別采用Mander 模型和修正的Giuffre-Menegotto-Pinto 模型。軌道滑動層[15]、CA 砂漿層[16]、剪力齒槽[17]、剪切鋼筋[17]、側向擋塊[18]、扣件[19]等采用理想彈塑性單元模擬，其參數按照相關規范或測試結果確定。盆式橡膠支座按固定支座和活動支座分別進行模擬[20]，對于活動支座，其力學行為接近理想彈塑性模型(圖3(d)黑線部分)，屈服荷載即為滑動摩擦力，滑動摩擦因數取為0.03，屈服位移取為2 mm；對于固定支座，剪切破壞前保持彈性(圖3(d)加粗的灰線部分)，其抗剪承載力為豎向承載力的30%，即1650 kN，剪切破壞位移參照設計說明取為1 mm，剪切破壞后僅存在摩擦作用。考慮車輛活載的作用，橫橋向作用于軌頂以上2 m 處。按照工程實際，扣件、CA 砂漿層、滑動層彈簧單元的間距均取為0.65 m。對于本橋群樁基礎，暫不考慮土-結相互作用的影響，按墩底固結模擬。各主要構件的力學模型如圖3所示。

為了驗證所建立OpenSEES 數值模型的可靠性，本文采用ABAQUS 大型有限元軟件同時建立了該橋的線路-橋梁一體化模型，如圖4 所示。OpenSEES 模型、ABAQUS 模型的首階自振周期分別為0.52 s 和0.54 s，前10 階自振周期的差別率最大為5.88%，且兩種模型各階振型的振動形態均相一致，較好證明了所建立有限元模型的合理性。

2 跨斷層地震地面運動生成

由于跨斷層滑沖效應地震記錄非常有限，采用人工方法進行合成模擬是行之有效的辦法[2]。本文在文獻[5]生成近斷層地震動的“分解-疊加”方法基礎上，識別并保留所選底波的次低頻成分，分別合成了多遇、設計與罕遇地震下FP 方向的地震動。具體方法如下：

圖3 主要構件的力學模型Fig.3 Mechanical models of main components

圖4 線路-橋梁一體化有限元模型Fig.4 Integrated finite element model of the line-bridge

1) 根據場地條件和斷層類型，選擇與我國現行《鐵路工程抗震設計規范》[21]設計譜形狀相匹配的脈沖型近斷層地震記錄。

2) 對所選記錄濾波處理，對于高頻部分BGR(background record，BGR)，按規范設計譜調幅，對于低頻部分PTR(pulse-type record，PTR)，采用人工脈沖波APT(artificial pulse-type motion，APT)模擬其主脈沖部分，可滿足特定場地下的參數需求，并從PTR 中減去APT 得到次低頻成分。

3) 將調幅后的高頻波、次低頻成分與人工脈沖波在原記錄主脈沖速度峰值到達時刻相疊加。

2.1 脈沖型地震記錄選取

根據算例橋梁橋址場地類型[22]、斷層類型，在太平洋地震工程研究中心強震數據庫(PEER 數據庫)[23]中，按照下述標準選取近斷層地震動：1) 所屬斷層類型為走滑型斷層；2) 斷層距小于10 km；3) 場地剪切波速為250 m/s～500 m/s；4) 地震動加速度譜形狀與我國鐵路規范設計譜相匹配。所選取的8 條地震記錄見表1。

表1 所選近斷層地震記錄Table 1 Near-fault earthquake ground motion records selected

2.2 脈沖型地震動分解

脈沖型地震動包含了豐富的高、低頻成分，本文采用Butterworth 濾波器進行濾波處理：

式中：H(f)為濾波響應函數；f、fc分別為輸入頻率、截止頻率；n為濾波階數，參照文獻[5]取為4。為了體現合成地震動的頻譜差異性，經驗系數α1取為0.25[24]；dt為時間步長。在截止頻率fc下，分別采用高通濾波和低通濾波可得到BGR 和PTR，對所得BGR 進行調幅，使其加速度譜與目標譜相符。

濾波得到的PTR 中除含有主脈沖外，還存在一定比例的次低頻成分，因此，本文參考Mavroeidis等[2]提出的速度脈沖模擬模型(式(3))，擬合得到PTR 中包含的主脈沖APT，再從PTR 中減去APT，即可得到原始記錄中的次低頻成分。

式中：A為脈沖(滑沖)速度峰值；fp為脈沖(滑沖)頻率；v為諧函數相位；γ 為脈沖(滑沖)形狀參數；t0為脈沖(滑沖)峰值到達時刻。限于篇幅，圖5 給出了表1 中1#、6#和8#波的PTR 及模擬得到的APT，可看出，APT 與PTR 中的主脈沖吻合良好，可很好地替代PTR 中的主脈沖。

2.3 跨斷層滑沖效應地面運動合成

為討論高鐵線-橋體系在不同地震動強度下的結構與行車安全性，需合成得到多遇、設計及罕遇三種水平下的地震動。與地震動水平相匹配的斷層平均滑沖距離Dfault、脈沖位移幅值Dsite可分別由式(4)、式(5)計算，滑沖周期Tfling(1/fp)可由式(6)計算[11]：

式中：Mw為震級；R為斷層距(km)；α2為經驗系數，取0.22[11]。

以1#波為例，將經調幅的BGR、次低頻分量與APT 在原記錄主脈沖速度峰值到達時刻相疊加，即可得到具有滑沖效應的跨斷層地震動速度時程。再分別經微分與積分處理，可得到對應的加速度、位移時程，罕遇地震下的時程曲線如圖6所示。本文以FP 方向位移時程為輸入開展非線性動力分析。圖7 給出了人工合成波ANR(artificial near-fault records，ANR)與所選近斷層記錄的加速度譜、擬速度譜對比，可發現，兩種譜高度吻合，進一步從頻譜角度驗證了地震波合成方法的合理性。

圖5 PTR 與APT 對比Fig.5 Comparison of PTR and APT

3 跨斷層高鐵橋梁及軌道地震響應特性與安全性評價

3.1 損傷狀態定義

圖6 1#合成地震動時程Fig.6 Time history of 1# synthetic wave

為了量化評定高鐵橋墩的損傷狀態，參照Hwang 等[25]的方法，以墩底截面曲率為指標，將地震下橋墩的損傷狀態分為“完好狀態”、“輕微損傷”、“中等損傷”、“嚴重損傷”和“完全破壞”5 種。因各墩截面尺寸及配筋均相同，各墩墩底截面的彎矩-曲率曲線如圖8 所示。圖8中，按照包絡曲線面積相等原則，給出了其等效雙折線及關鍵參數取值。Φ1、Φy、Φb和Φu分別為5 種損傷狀態的分界曲率。對于橡膠支座，多以剪應變作為其損傷指標，本文參考文獻[26]，分別以剪應變達到100%、150%、200%、250%作為支座五種損傷狀態的界限。

在鐵路工程領域，對于軌道結構尚未建立完善的損傷指標。文獻[18]對CRTSII 型板式無砟軌道的地震損傷特性開展了研究，以變形為指標，定義了軌道結構的5 級損傷狀態，可為本文所借鑒。表2 列出了橋梁、軌道結構主要易損構件不同損傷狀態的界限值。

3.2 橋梁結構構件損傷

基于所合成的8 條沿FP 方向的地震動位移時程，從斷層兩側各墩墩底沿橫橋向等幅值對向輸入(如圖1 所示)，以所得地震響應的均值為指

圖7 1#波實際紀錄及合成地震動的反應譜對比Fig.7 Comparison of response spectra between 1# record and corresponding synthetic wave

圖8 各墩墩底截面的彎矩-曲率關系Fig.8 Moment-curvature relation of the bottom section for each pier

標，本節討論多遇、設計與罕遇3 種地震動水平下橋梁支座、橋墩地震響應的分布特征，并量化評價結構構件的地震安全性。

表2 橋梁和軌道結構各類構件不同損傷狀態的界限值Table 2 Threshold values of different damage states for various components of bridge and track structures

3.2.1 支座

不同地震水平下各支座的橫橋向剪切應變峰值如圖9 所示?？煽闯觯S著地震動強度的增大，各支座變形顯著增加，且緊鄰斷層支座的變形明顯高于遠離斷層跨，P4 墩、P5 墩墩頂遠離斷層側支座的變形次之，分布規律明顯。具體的，多遇地震下，所有支座的最大剪應變不超過35%，均未發生破壞；設計地震下，緊鄰斷層支座最大剪應變超過130%，進入“輕微損傷”狀態；罕遇地震下，緊鄰斷層支座最大剪應變超過300%，完全破壞，P4 墩、P5 墩墩頂遠離斷層側支座接近“中等損傷”狀態，其他支座損傷輕微。

對比表明，地震作用下不同位置支座的損傷程度差異顯著，緊鄰斷層支座的剪切應變及破壞水平均明顯高于其他各墩。這是由于斷層錯動時斷層兩側橋墩(P4 墩、P5 墩)遭受方向相反的地震慣性力，斷層跨(D4 梁)一側梁端會受到另一側梁端反方向運動的干擾，導致該梁端的橫向絕對位移減小，但墩梁相對位移則增大，即支座橫向剪切應變增大。

3.2.2 橋墩

圖10 為各墩墩底曲率響應峰值的分布。三種地震水平下，緊鄰斷層的P4 墩、P5 墩墩底截面的曲率相接近，均明顯大于遠離斷層各墩，且隨著地震動強度的增大差異更加明顯。P4 墩、P5 墩墩底曲率對地震動強度的敏感程度更高，罕遇地震下約為設計地震下的2.5 倍，約是多遇地震下的10倍。具體地，多遇地震下，各墩墩底曲率均小于0.00048 m?1，均未進入屈服階段；設計地震下，P4 墩、P5 墩墩底截面曲率略超過或接近0.002 m?1，進入“中等損傷”狀態，除最外側墩外，其他各墩進入“輕微損傷”狀態；罕遇地震下，P4 墩、P5 墩墩底截面曲率超過0.0045 m?1，進入“嚴重損傷”狀態，除最外側兩墩外，其他橋墩進入“中等損傷”狀態。不同地震水平下，距斷層最遠的P1 墩、P9 墩的地震響應最小，僅罕遇地震下進入“輕微損傷”狀態，差別明顯。

圖9 全橋支座橫橋向峰值剪切分布Fig.9 Distribution of transverse peak shear strains of all bearings of the bridge

圖10 全橋各墩墩底曲率峰值分布Fig.10 Distribution of transverse peak curvatures at the bottom sections of all the bridge piers

相應地，以1#合成波計算結果為例，圖11 給出了三種地震水平下緊鄰斷層的P4 墩與遠離斷層的P3 墩墩底橫橋向彎矩-曲率滯回曲線的對比。由圖11 可看出，三種地震水平下，P3 墩墩底彎矩和曲率響應隨地震強度的增大有小幅增加，其滯回曲線在零線兩側對稱分布，橋墩基本處于彈性狀態。而對于P4 墩，不同地震水平下墩底彎矩響應的增大幅度不明顯，但曲率響應顯著變大，進入不同程度的損傷狀態，且非線性變形主要集中在零線的一側，充分展現了跨斷層地震動的單邊滑沖效應。

3.3 軌道結構構件損傷

圖12 給出了滑動層、側向擋塊、CA 砂漿層、剪切鋼筋以及扣件等CRTSII 型板式無砟軌道構件在不同地震水平下的變形包絡圖。可看出，軌道各構件均在梁縫處產生明顯變形，隨地震動水平的提高而顯著增大，且斷層跨D4 梁梁端的軌道構件變形最大。

圖11 P3 墩與P4 墩墩底橫橋向滯回曲線Fig.11 Transverse hysteretic curves of the bottom sections for P3 and P4 piers

圖12(a)～圖12(c)為不同強度地震作用下全橋軌道滑動層、側向擋塊的橫向變形包絡圖。三種地震水平下，滑動層變形均在簡支梁各跨右側梁端處達到峰值，而左側梁端變形幾乎為零，這是因為CRTSII 型板通過剛度很大的剪力齒槽將底座板錨固在梁體左端(固定支座處)，因此左側梁端處滑動層變形很小，而在右側梁端處則達到變形峰值。對比表明，D3 梁、D4 梁上滑動層變形遠大于其他各跨，同樣也是由于跨斷層地震動的單邊滑沖效應。罕遇地震下，D3 梁、D4 梁上滑動層變形峰值遠大于設計地震與多遇地震，罕遇地震下滑動層最大變形約是多遇地震下的10 倍。同一位置處側向擋塊的橫橋向變形與滑動層保持一致，呈現相似的分布規律。

全橋CA 砂漿層、剪切鋼筋的橫橋向變形包絡圖如圖12(d)～圖12(f)所示，由于CA 砂漿層剛度更大，且受到下部滑動層的保護，因此其變形量明顯小于滑動層。地震作用下簡支梁梁端錯動導致CA 砂漿層在各跨梁端處的變形顯著高于跨中處，斷層跨及其鄰跨錯位最大，因此，D3 梁、D4 梁、D5 梁上CA 砂漿層變形高于全橋其他部位，是本橋CA 砂漿層的易損部位。罕遇地震下，D4 梁上CA 砂漿層變形峰值約是設計地震下的2.1 倍，是多遇地震下的13.8 倍。同一位置處剪切鋼筋的橫橋向變形與CA 砂漿層保持一致，剪切鋼筋同樣在斷層跨D4 梁兩側梁縫處達到變形峰值。對比可發現，由于地震作用下滑動層發揮了保護其上部結構和減震耗能的作用，有效地保護了底座板免于破壞。

圖12(g)～圖12(i)為不同地震水平下全橋范圍內軌道扣件的橫向變形包絡圖。同前述構件類似，各跨扣件的變形峰值均出現在簡支梁梁端處，且D4 梁梁端扣件變形達到最大值。罕遇地震下扣件橫向變形雖明顯大于設計地震與多遇地震，但除個別位置外仍總體較低，這和文獻[19]的研究結論相符合，即CRTSII 型軌道結構的底座板代替鋼軌成為主要的水平荷載承力部件，扣件在地震中通常不會產生過大的變形。

按照表2 定義的軌道結構損傷標準，統計得到不同地震水平下各軌道構件的損傷比例，見表3。

圖12 軌道結構各構件的變形包絡圖Fig.12 Deformation envelopes of each component of the track structure

表3 軌道結構各構件損傷比例 /(%)Table 3 Damage ratios of track components

多遇地震下，26.47%的滑動層進入“完全破壞”狀態，超過40%處于“中等損傷”狀態，D3 梁、D4 梁上超過半數的滑動層進入“完全破壞”狀態；對于側向擋塊，75%處于無損傷狀態，僅D3 梁、D4 梁部分側向擋塊完全破壞；全橋92.16%的CA 砂漿層處于無損傷狀態；37.5%的剪切鋼筋處于正常工作狀態；扣件均處于正常工作狀態。

設計地震下，52.45%的滑動層完全破壞，而D3 梁、D4 梁上滑動層進入“完全破壞”狀態的比例高達96.08%；37.5%的側向擋塊完全破壞，D3 梁、D4 梁上的8 對側向擋塊中有7 對完全破壞；全橋13.73%的CA 砂漿層進入“完全破壞”狀態，其中，D4 梁上進入“完全破壞”狀態的CA 砂漿層達到54.9%；全橋僅12.5%的剪切鋼筋未出現損傷；1.47%的扣件出現“輕微損傷”或“中等損傷”。

罕遇地震下，67.40%的滑動層達到“完全破壞”狀態，D3 梁、D4 梁上98.04%的滑動層遭到完全破壞；全橋完全破壞的側向擋塊達到50%，D3 梁、D4 梁上的8 對側向擋塊均處于“完全破壞”狀態；全橋20.10%的CA 砂漿層完全破壞，其中，D4 梁高達78.43%；87.5%的剪切鋼筋嚴重損傷或完全破壞；4.41%的扣件進入不同程度的損傷狀態，但無扣件完全破壞。

4 基于軌道水平變形的行車安全性評價

強地震動不僅可能造成橋梁結構的嚴重破壞，還可能威脅行車安全。尤其對于高鐵簡支梁橋，跨斷層地震下梁體橫向位移不一致會引起梁端錯動，導致鋼軌在梁縫處產生較大的變形與轉角，危及行車的平穩性和安全性。魏峰等[27]針對地震作用下高速鐵路橋上線路的行車安全性問題，開展車輛-軌道-橋梁大型振動臺臺陣縮尺模型試驗和數值模擬，討論了不同地震強度等級下列車運行的速度閾值。

規范方面，我國尚缺乏地震作用下高鐵軌道變形限值的具體規定。我國現行《鐵路工程抗震設計規范》[21]未涉及相關內容，《高速鐵路設計規范》(TB 10621?2014)[28]僅規定了正常運營條件下橋面處梁端的水平折角限值，《城市軌道交通結構抗震設計規范》(GB 50909?2014)[29]給出了地震下軌道水平折角、錯位的限值，但僅適用于車速較低的城軌線路?；诖罅坷碚撆c試驗研究，日本規范《鐵道構造物等設計標準·同解說-耐震設計》[30]給出了地震作用下高速列車車速與軌道變形限值間的函數關系。本文參考該日本規范，計算得到地震時行車速度分別為100 km/h、200 km/h和300 km/h 下軌面錯位、折角的限值，見表4。軌面錯位、平行轉角及折轉角的定義見圖13。

表4 地震下軌面錯位、折角限制值Table 4 Limit values of track dislocation and folding angle under earthquake

圖13 軌面錯位、平行轉角和折轉角示意圖Fig.13 Diagram of track dislocation, parallel turning angle and folding angle

圖14(a)～圖14(c)給出了地震作用下各墩墩頂梁縫處鋼軌錯位峰值。可看出，緊鄰斷層的P4 墩、P5 墩墩頂梁縫處鋼軌錯位最大。當列車時速300 km/h時，多遇地震和設計地震下，鋼軌錯位均未超出規范限值；罕遇地震下，P4 墩、P5 墩墩頂梁縫處軌道錯位均超出了規范限值。當列車時速200 km/h時，僅罕遇地震下P4 墩與P5 墩墩頂梁縫處軌道錯位不滿足規范要求。當列車時速100 km/h 時，僅罕遇地震下P4 墩墩頂梁縫處軌道錯位超限，威脅行車安全。

圖14(d)～圖14(f)是不同強度地震下各跨軌面平行轉角峰值的分布。當列車速度300 km/h 時，多遇地震下，軌道平行轉角最大值出現在斷層跨D4 梁，未超出限值；設計地震下，D3 梁～D5 梁軌道平行轉角均不能滿足行車安全性要求；罕遇地震下，D3 梁～D5 梁平行轉角均大于設計地震下，且明顯超過規范限值。當列車速度200 km/h時，多遇地震下，均能滿足行車安全要求；設計地震下，D3 梁、D4 梁超出規范限值；罕遇地震下，D3 梁～D5 梁均不能保證行車安全。當列車速度100 km/h 時，多遇與設計地震下，各跨平行轉角均能滿足規范要求，而罕遇地震下，D3 梁、D4 梁仍超出規范限值。

圖14 軌道水平變形Fig.14 Horizontal deformations of track structure

圖14(g)～圖14(i)所示為多遇、設計與罕遇地震下各墩墩頂軌道折轉角。由前文可知，不同跨上軌道平行轉角存在顯著差異，因此梁縫處必然存在較大折轉角。D3 梁、D4 梁上軌道平行轉角最大，因此，D2 梁與D3 梁，D4 梁與D5 梁上軌道的平行轉角存在較大差值，即P3 墩與P5 墩墩頂軌道折轉角較大，而P4 墩上軌道折轉角則會相對較小。當列車速度300 km/h 時，多遇地震下，P5 墩上部軌道折轉角最大，尚未超過行車安全限值；設計地震下，P3 墩～P6 墩上部軌道折轉角均不滿足行車安全要求；罕遇地震下，P3 墩～P6 墩上部軌道折轉角遠大于設計地震，明顯高于規范限值。當列車速度為200 km/h 時，設計地震動下P3 墩、P5 墩上部軌道折轉角超出規范限值；罕遇地震下，P3 墩～P6 墩折轉角均不滿足規范要求。當列車速度為100 km/h 時，僅罕遇地震下P3 墩、P5 墩上部軌道折轉角超出規范限值。

5 軌道結構優化設計研究

前文計算結果表明，斷層跨及其鄰跨的地震響應顯著高于其他跨，且面臨更大的行車安全風險。多遇與設計地震下，軌道結構地震響應相對較小，行車安全的風險較低，罕遇地震下，斷層跨及其鄰跨軌道的錯位與轉角超過規范限值的概率急劇增大。由于軌道側向擋塊能有效約束滑動層的變形，抑制梁板間相對運動，進而限制梁縫錯位與梁體轉動，因此，本節重點探討罕遇地震下側向擋塊數量對軌道水平變形的影響規律及合理取值。

以斷層跨及其鄰跨上軌道結構為對象，在保持單個側向擋塊力學性能不變的前提下，分別調整每跨單線上的數量分別為4、5、···、13 對并均勻布置，其他各跨側向擋塊數目仍為4 對不變。

因P4 墩、P5 墩頂的鋼軌錯位最嚴重，圖15(a)給出了P4 墩、P5 墩頂鋼軌錯位隨側向擋塊數量增加的分布。由圖可知，當側向擋塊增加到6 對時，墩頂鋼軌錯位明顯降低，隨著擋塊數量的進一步增加，錯位值最終處于10.5 mm～11.5 mm，可滿足行車速度為100 km/h 的規范限值，但仍略高于行車速度為200 km/h 的規范限值。

圖15 軌道水平變形隨側向擋塊數量增加的散點分布Fig.15 Distribution of horizontal deformations of track structure with increase of lateral chock block

由于D3 梁、D4 梁上軌道的平行轉角最大，圖15(b)給出了D3 梁、D4 梁上軌道平行轉角隨側向擋塊增加的分布。可發現，當側向擋塊由5 對增加到6 對時，平行轉角的降低幅度明顯，此后逐漸趨于穩定，D3 梁、D4 梁上軌道平行轉角分別趨近于0.013 rad 和0.019 rad。D3 梁上軌道平行轉角滿足行車安全要求，而D4 梁在各計算工況下均難以滿足規范限值。

因P3 墩、P5 墩上部軌道的折轉角最大，圖15(c)給出了P3 墩與P5 墩上軌道折轉角隨側向擋塊數量增加的分布。由圖中可看出，軌道折轉角隨側向擋塊增多而不斷降低，當側向擋塊增加到一定數目時，折轉角數值趨于穩定，此時P3 墩、P5 墩上軌道折轉角趨近于0.006 rad。當側向擋塊增加到6 對時，兩墩墩頂軌道折轉角均滿足行車速度為100 km/h 的規范限值；隨著側向擋塊的增加，折轉角繼續減小并趨于穩定，但仍高于200 km/h的行車安全限值。

6 結論

本文以某高鐵8 跨32m 標準跨徑雙線預應力簡支箱梁橋為對象，建立考慮梁軌相互作用的精細化非線性數值模型，以所合成的跨斷層滑沖效應地震動為輸入，研究了跨斷層高鐵橋梁結構、軌道結構的地震響應規律，基于軌道水平變形開展了行車安全性評價，并討論了軌道結構的優化設計。本文的主要研究成果如下：

(1) 緊鄰斷層支座的橫橋向變形顯著高于遠離斷層處。多遇地震下，全橋支座最大剪應變不超過35%，均未發生破壞；設計地震下，緊鄰斷層支座最大剪應變超過130%，進入“輕微損傷”狀態；罕遇地震下，緊鄰斷層支座最大剪應變超過300%，達到“完全破壞”水平，而P4 墩、P5 墩墩頂遠離斷層側支座接近“中等損傷”狀態，其他支座損傷輕微。

(2) 緊鄰斷層橋墩的曲率響應顯著高于其他各墩。多遇地震下，全橋各墩均未進入屈服狀態；設計地震下，緊鄰斷層墩墩底截面曲率略超過或接近0.002 m?1，進入“中等損傷”狀態，除最外側兩墩外其他各墩進入“輕微損傷”狀態；罕遇地震下，緊鄰斷層墩墩底截面曲率超過0.0045 m?1，進入“嚴重損傷”狀態，除最外側兩墩外，其他橋墩進入“中等損傷”狀態。不同地震水平下，距離斷層最遠的P1 墩、P9 墩的地震響應最小。

(3) 滑動層是軌道結構的易損部件，地震下破壞嚴重。各跨左側梁端處滑動層因受剪力齒槽的保護，變形極小，單跨梁上滑動層變形從左往右逐漸增大并在右側梁端達到峰值。罕遇地震下，67.40%的滑動層單元達到“完全破壞”狀態，斷層跨及其左側鄰跨變形最大，且接近100%的滑動層單元遭到完全破壞。此外，滑動層起到了保護底座板及減震耗能的作用，有效地避免了底座板遭受破壞。

(4) CA 砂漿層在滑動層的保護下變形相對較小，均在各跨梁縫處出現變形峰值，且其在斷層跨兩側梁縫處的變形遠大于其他各跨。罕遇地震下，對于全橋及斷層跨的CA 砂漿層單元，達到“完全破壞”狀態的比例分別為20.10%和78.43%。

(5) 由于底座板代替鋼軌成為主要承力部件，扣件在地震中得到較好的保護，未產生過大變形，罕遇地震下僅4.41%的扣件進入損傷狀態。

(6) 地震作用下軌道水平變形明顯，存在行車安全隱患的位置主要集中在斷層跨及其兩側鄰跨。多遇地震下，能滿足三種速度工況的行車安全需求；設計地震下，僅在車速為100 km/h 及以下時，可滿足行車安全需求；罕遇地震下，均不能滿足高鐵行車安全需求。

(7) 增加側向擋塊可有效降低軌道水平變形，罕遇地震下，斷層跨及其兩側鄰跨上的側向擋塊數目增加至每跨每線6 對時，除斷層跨處軌道平行轉角仍超出限值外，其余各處的軌道水平變形指標均能滿足100 km/h 時的規范要求。

需說明的是，本文采用軌道水平變形來判斷線路的行車安全性，是間接評判方法。此外，作者還討論了軌道板剪切鋼筋數目對地震下軌道水平變形的影響，發現其作用不明顯，文中未作贅述。