液化場地格柵式地下連續(xù)墻與群樁橋梁基礎(chǔ)動力響應(yīng)對比研究

王 川

(西南交通大學(xué)地球科學(xué)與環(huán)境工程學(xué)院， 四川成都 610031)

格柵式地下連續(xù)墻[1]是相鄰的地下連續(xù)墻體采用剛性接頭，形成平面閉合的矩形框架并設(shè)置頂板(承臺)的基礎(chǔ)形式，是一種新型橋梁基礎(chǔ)(圖1)。1964年日本新瀉地震中，一座采用單片地下連續(xù)墻(板樁)基礎(chǔ)的建筑物損傷輕微，而鄰近采用群樁基礎(chǔ)的建筑物卻遭到了嚴(yán)重破壞。此后，地下連續(xù)墻基礎(chǔ)在日本得到廣泛發(fā)展。

(a) 基礎(chǔ)構(gòu)造型式 (b) 基礎(chǔ)截面形式 圖1 格柵式地下連續(xù)墻基礎(chǔ)示意

地震作用下砂土地基液化引起的大變形是巖土工程構(gòu)筑物發(fā)生破壞的首要原因之一，造成嚴(yán)重災(zāi)害和人員傷亡。近年來，樁基礎(chǔ)被廣泛運(yùn)用于橋梁基礎(chǔ)設(shè)施建設(shè)，然而，越來越多的震后調(diào)查資料顯示，位于液化砂土層中樁基往往在地震荷載下破壞嚴(yán)重，導(dǎo)致上部結(jié)構(gòu)的倒塌和破壞。格柵式地下連續(xù)墻橋梁基礎(chǔ)作為一種新型的橋梁基礎(chǔ)，具有整體剛度大、水平及豎向承載能力高的特點(diǎn)[2]，從而在實(shí)際工程中可替代沉井、樁基等基礎(chǔ)。

目前，針對地震作用下基礎(chǔ)-土體間動力相互作用的數(shù)值模擬，國內(nèi)外許多學(xué)者進(jìn)行了相關(guān)研究。國外，Brandenberg等[3]對群樁在可液化場地和側(cè)向流動場地進(jìn)行了數(shù)值模擬的對比研究。Klar等[4]探討了液化場地群樁效應(yīng)問題，并對樁間距等因素對群樁響應(yīng)的影響進(jìn)行了研究。國內(nèi)，黃雨等[5]基于Biot理論，采用有效應(yīng)力方法對液化場地樁基礎(chǔ)的地震反應(yīng)進(jìn)行了三維有限元分析。唐亮等[6]對振動臺試驗(yàn)進(jìn)行了數(shù)值模擬，研究了群樁基礎(chǔ)在液化場地的地震反應(yīng)。但大多集中于對樁-土動力相互作用的研究，還未見液化場地矩形閉合地下連續(xù)墻的動力響應(yīng)研究。本文針對傾斜可液化場地基礎(chǔ)-土動力相互作用相關(guān)問題，基于離心機(jī)振動臺試驗(yàn)，利用OpenSees有限元數(shù)值模擬平臺建立二維非線性有限元數(shù)值模型，進(jìn)行單室地下連續(xù)墻與群樁橋梁基礎(chǔ)-土動力相互作用對比研究。

1 數(shù)值分析模型

1.1 離心機(jī)振動臺試驗(yàn)簡介

本試驗(yàn)中，地下連續(xù)墻基礎(chǔ)的原型截面尺寸為7.6 m×7.6 m，高15m ，墻厚0.8 m，墻體嵌入密砂層2 m。液化場地為兩層福建標(biāo)準(zhǔn)砂，總厚度為20 m，傾角為5 °，上覆砂土相對密實(shí)度為60 %，底層砂土相對密實(shí)度為90 %。試驗(yàn)傳感器布置如圖2所示，具體試驗(yàn)細(xì)節(jié)及試驗(yàn)成果可參考文獻(xiàn)[7]。

注：A0～A10為加速度傳感器，P1～P7為孔壓傳感器，L1～L5為激光位移傳感器。圖2 模型試驗(yàn)原型[7]

1.2 有限元分析模型

針對上述離心機(jī)振動臺試驗(yàn)，以原型建立的二維數(shù)值模型如圖3所示。采用OpenSees中基于多屈服面概念實(shí)現(xiàn)的PDMY材料本構(gòu)模型模擬土體的非線性動力特性(表1)。在數(shù)值模型中，整個(gè)土體區(qū)域采用4節(jié)點(diǎn)的SSPquad UP四邊形單元進(jìn)行模擬，并對基礎(chǔ)周圍土體單元進(jìn)行加密處理，該單元的每個(gè)節(jié)點(diǎn)3個(gè)自由度，其中兩個(gè)位移自由度，一個(gè)孔壓自由度。模擬中將墻體重力作為集中力施加到對應(yīng)節(jié)點(diǎn)，墻體的質(zhì)量以集中質(zhì)量賦到對應(yīng)墻體節(jié)點(diǎn)上。墻體采用梁-柱單元，用剛性連接將墻體連接在一起，賦予試驗(yàn)相同截面參數(shù)、物理參數(shù)等。通過剛性連接的基礎(chǔ)上，梁單元節(jié)點(diǎn)和土體單元節(jié)點(diǎn)之間增加零長度單元以模擬樁-土相互作用。

圖3 二維數(shù)值模型

表1 砂土本構(gòu)模型計(jì)算參數(shù)

1.3 數(shù)值模型可靠性驗(yàn)證

模型的可靠性是通過基礎(chǔ)和場地動力響應(yīng)的計(jì)算值和試驗(yàn)值對比驗(yàn)證。試驗(yàn)基底激勵輸入為taft波(圖4)。對比試驗(yàn)和數(shù)值計(jì)算的場地加速度、孔壓和基礎(chǔ)位移，驗(yàn)證已建立模型中土體參數(shù)、墻體物理特性參數(shù)、墻-土接觸、模型邊界條件等的合理性與正確性。

圖4 模型基底輸入地震動

圖5給出了試驗(yàn)中A1、A4、A9加速度傳感器對應(yīng)位置處場地土體加速度時(shí)程計(jì)算值與試驗(yàn)值的對比情況。從圖中可以看出，土體加速度的計(jì)算值時(shí)程步調(diào)、幅值變化規(guī)律均與試驗(yàn)值較好吻合，表明該數(shù)值模型可以較好模擬場地加速度的反應(yīng)。

圖5 土體加速度試驗(yàn)值與計(jì)算值比較

圖6為試驗(yàn)中P1、P2、P6孔壓傳感器對應(yīng)位置處超孔隙水壓力計(jì)算值與試驗(yàn)值對比情況。由圖可知，試驗(yàn)孔壓上升略快，數(shù)值略大于計(jì)算值，但整體變化趨勢無明顯差異，無論是曲線整體波動趨勢，還是峰值及達(dá)到峰值對應(yīng)時(shí)間均保持高度一致。

圖6 超孔隙水壓力計(jì)算值與試驗(yàn)值比較

圖7為基礎(chǔ)頂部位移計(jì)算值與試驗(yàn)值的對比情況。由圖可知，墻體頂部位移計(jì)算值與試驗(yàn)值整體變化趨勢吻合較好。在5～20 s時(shí)，應(yīng)變幅值波動較大，且試驗(yàn)值大于計(jì)算值，但時(shí)程步調(diào)保持一致，位移最大值出現(xiàn)的時(shí)間能較好吻合。

圖7 墻頂位移試驗(yàn)值與計(jì)算值比較

1.4 群樁數(shù)值模型

基于上述數(shù)值建模途徑與模擬方法，將該數(shù)值計(jì)算方法直接拓展到群樁橋梁基礎(chǔ)中作對比分析。在基礎(chǔ)相同截面尺寸下，建立樁徑為2.2 m，樁間距為6 m的2×2群樁數(shù)值模型(圖3)，將地下連續(xù)墻基礎(chǔ)轉(zhuǎn)換成樁基礎(chǔ)，并在樁基礎(chǔ)頂端采用剛性連接以模擬群樁承臺。樁基物理特性參數(shù)、土體參數(shù)、樁-土接觸、模型邊界條件等均與地下連續(xù)墻基礎(chǔ)模型保持一致。

2 計(jì)算結(jié)果分析

矩形閉合地下連續(xù)墻與群樁橋梁基礎(chǔ)模型在不同埋深處土體的超孔隙水壓力、位移以及基礎(chǔ)變形對比曲線分別如圖所示。

2.1 超孔隙水壓力

兩基礎(chǔ)模型內(nèi)埋深4 m、6 m、10 m處超孔隙水壓力對比情況如圖8～圖10所示。由圖8可知，地下連續(xù)墻比群樁模型中土體延緩20 s達(dá)到液化，且液化程度低。在震動初期，群樁模型中孔壓急劇上升，13 s時(shí)達(dá)到峰值，土體完全液化，而地下連續(xù)墻模型中孔壓上升較緩慢，33 s時(shí)孔壓才達(dá)到最大值。此外，由圖8～圖10可知，越接近地表，樁基礎(chǔ)中土體液化速率越快，而地下連續(xù)墻內(nèi)的土體液化速率受深度變化影響較小，均比樁基礎(chǔ)晚。由此說明，地下連續(xù)墻基礎(chǔ)對于上部土體的液化具有明顯抑制作用。

圖8 埋深4 m超孔隙水壓力

圖9 埋深6 m超孔隙水壓力

圖10 埋深10 m超孔隙水壓力

2.2 基礎(chǔ)變形特征

根據(jù)計(jì)算結(jié)果，將兩基礎(chǔ)的最終變形狀況放大50倍后如圖11所示。地下連續(xù)墻基礎(chǔ)由于其整體性好，剛度大，基礎(chǔ)本身無明顯變形，但出現(xiàn)不均勻沉降，有輕微傾倒，左側(cè)墻體沉降為0.02 m，右側(cè)墻體無明顯沉降。而樁基礎(chǔ)向左側(cè)有一定位移，并伴有傾倒，本身也存在較大變形，左側(cè)樁基沉降為0.03 m，右側(cè)沉降為0.025 m?；A(chǔ)具體橫向變形量如圖12所示，地下連續(xù)墻基礎(chǔ)變形量從基礎(chǔ)底端至頂部呈等比例增加，呈現(xiàn)出剛體變形的特征，而樁基礎(chǔ)的中部則有明顯彎曲變形，在中砂層中的位移量也比地下連續(xù)墻基礎(chǔ)大。

(a) 地下連續(xù)墻基礎(chǔ)

(b) 2×2群樁基礎(chǔ)

圖12 基礎(chǔ)橫向位移

2.3 土體側(cè)向變形

取基礎(chǔ)內(nèi)部及兩側(cè)土體的位移情況研究場地的側(cè)向擴(kuò)展(圖13)。由圖13知，由于場地為傾斜場地，傾斜角為5°，基礎(chǔ)兩側(cè)相同距離土體的側(cè)向變形存在差異。在兩基礎(chǔ)模型中，密砂層土體位移差異不大，基本無明顯側(cè)向變形。進(jìn)入中砂層后，土體側(cè)向位移變化趨勢開始增強(qiáng)，樁基礎(chǔ)模型中土體側(cè)向變形大于地下連續(xù)墻基礎(chǔ)。由圖13(b)知，由于地下連續(xù)墻獨(dú)特的基礎(chǔ)型式，使墻內(nèi)土芯處于封閉狀態(tài)，因而，其側(cè)向變形受基礎(chǔ)約束較大，位移變化同基礎(chǔ)本身變形相似，呈現(xiàn)等比例增加的趨勢。結(jié)果表明地下連續(xù)墻基礎(chǔ)具有較強(qiáng)抵抗場地土體側(cè)向變形的能力。

3 結(jié)論

基于OpenSees有限元數(shù)值模擬平臺，建立試驗(yàn)受控條件下可液化場地基礎(chǔ)-土動力相互作用二維有限元分析模型，對比分析單室矩形閉合地下連續(xù)墻與群樁基礎(chǔ)在可液化場地的動力響應(yīng)，得出以下結(jié)論：

(1)在地震作用下，地下連續(xù)墻基礎(chǔ)抑制土體有效應(yīng)力

(a) 基礎(chǔ)左側(cè)3m 土體位移

(b)基礎(chǔ)內(nèi)部 土體位移

(c)基礎(chǔ)右側(cè)3m 土體位移

的減小，減緩孔隙水壓力上升的能力更強(qiáng)，即地下連續(xù)墻抵抗土體液力能力較樁基礎(chǔ)強(qiáng)。

(2)兩基礎(chǔ)的沉降變形存在明顯差異，液化土體側(cè)向擴(kuò)展可使樁基礎(chǔ)發(fā)生傾倒并伴有彎曲變形，有折斷風(fēng)險(xiǎn)。地下連續(xù)墻基礎(chǔ)由于本身剛度較大，在地震作用下會發(fā)生不均勻沉降，出現(xiàn)小角傾倒。

(3)對于液化場地整體位移，地下連續(xù)墻基礎(chǔ)模型中土體側(cè)向變形程度相對較小。進(jìn)一步表明，地下連續(xù)墻基礎(chǔ)具有較強(qiáng)抵抗土體側(cè)向擴(kuò)展的能力。