楊薇薇

（中通服咨詢設計研究院有限公司，江蘇 南京 210003）

0 引 言

樁基礎因具有適應性強、承載力高等優(yōu)點，特別適用于山區(qū)斜坡地形的施工條件。實際上，西南山區(qū)斜坡工程90%以上為樁基礎。但該區(qū)受到印度板塊和歐亞板塊的碰撞影響，經(jīng)常發(fā)生強烈地震，使線路樁基發(fā)生損毀[1]。

從 1975—2013年間幾次大地震的震害調查結果來看，建筑樁基震害主要是未明確樁-土體系地震荷載變形效應及相應樁基地震響應特征[2-3]。Winkler地基梁法在樁基的理論研究中較為常用[4]，與之相關模型有Matlock[5]、Novak[6]等，經(jīng)歷了線性總應力法到非線性有效應力動力分析法，再到復雜的彈塑性模型法；從只能進行飽和土體的分析發(fā)展到非飽和土體的動力分析。而模型試驗則以離心機試驗、振動臺試驗為主[7-8]，對飽和砂土模型樁、群樁等方面開展了振動臺試驗，并適當?shù)目紤]了斜坡坡度、斜坡長度、砂土層厚度對樁基地震響應的影響。但由于模型試驗成本高、模型尺寸小，很難有效的表達實際的樁-土相互作用，試驗結果非常有限。隨著計算機技術的發(fā)展，開展了基于OpenSees的樁-土-結構地震相互作用研究[9]、基于Quasi-3D FEM方法結合PILE 3D、PILE-PY對砂土中樁基動力p-y曲線進行分析[10]。上述成果對于場地地基液化問題考慮較多。而西南地區(qū)斜坡樁基礎地基土一般為碎石土或基巖，其液化問題并不常見。目前未見斜坡場地碎石土條件下場地及樁基地震響應全體系的研究，設計中仍感到缺乏充分的試驗和理論依據(jù)。

本文以西南地區(qū)穿越典型地形地貌和地基土大類的某線路工程為例，總結其在蘆山地震后線塔基礎震害的特征。然后采用FLAD 3D有限差分軟件建立分析模型，探討斜坡塔位場地變形破壞情況和樁基地震響應，以明確西南地區(qū)斜坡樁基在地震荷載影響下的樁-土體系間相互關系。

1 塔位震害特征

某地區(qū)發(fā)生7.0級地震，本次地震震中烈度達到Ⅸ度，共計30座變電站和250余條線路受到不同程度的破壞和影響。其中由于桿塔基礎失效造成的線路停運占有相當大的比例。本文所研究的線路位于川西高原向成都平原過渡地帶，所經(jīng)地震烈度區(qū)為6～8度區(qū)，地形西高東低。地貌為構造侵蝕高中山區(qū)，一般海拔標高在1 000～3 000 m，平均坡度30°～40°。基巖為層狀砂巖，節(jié)理發(fā)育。覆蓋層為第四系殘坡積粉質黏土含碎石，分布在斜坡的表層，厚3～5 m，碎石含量10%～15%，粒徑為0.5～5 cm，多呈棱角狀，母巖以砂巖為主（見圖1）。該線路工程所用基礎為混凝土人工挖孔樁基礎，樁徑0.8～1.2 m，樁長8～10 m。

圖1 場地地形地貌Fig.1 Terrain and geomorphology of site

該地震造成線路19號塔位場地所在斜坡發(fā)生明顯變形破壞，造成場地南西方向D腿附近一處滑坡?；路秶^大，滑坡面長、寬分別為90 m×50 m，滑坡深度為4 m左右，滑坡范圍的土方約為2.25×104m3。斜坡坡度約45°～65°，坡腳坡度約5°～15°。堆積體主要是礫巖塊石和碎石土，礫巖塊石最大直徑可達5 m?；挛恢眉耙?guī)模見圖2。

圖2 塔位處地形圖Fig.2 Topographic map of tower site

（1）滑坡范圍與規(guī)模

滑坡體前緣高程約852～855 m，剪出口位于前緣陡坎下部；左側高程為852 m，位于地形陡緩交接處，右側高程為852 m，位于山脊內側?；潞缶壐叱虨?35～940 m，在“四·二〇”地震以后，裂縫發(fā)育。該滑坡體左側以單薄山脊為界，右側以小山脊為界，零星可見基巖出露。滑坡規(guī)模等級屬小型滑坡。滑坡邊界如圖3。

圖3 滑坡邊界照片F(xiàn)ig.3 Landslide boundary

（2）滑坡物質結構特征

整個滑坡體物質組成為第四系殘坡積土，主要成分為粉質黏土，含碎石，黃褐色，結構較密，碎石含量10%～15%，粒徑一般為0.5～3 cm，多呈棱角狀，塊石粒徑約5～20 cm，含量約為5%。母巖多為粉砂巖，厚度為1.5～2.5 m，如圖4。

圖4 滑坡巖土體組成Fig.4 Rock and soil composition of landslide

（3）滑坡變形破壞特征

塔基在運營期間塔位所在斜坡均無明顯變形破壞跡象，直至“四·二〇”地震后，滑坡才發(fā)生滑動，說明此次地震為滑坡形成的主因?；滤谏襟w的變形首次出現(xiàn)于上世紀 90年代特大暴雨與洪水期間，形成一條總體平行于山脊走向的拉裂縫，局部形成圈椅狀的滑塌破壞，但這些裂縫已被山體覆蓋物覆蓋。在地震后，塔基所在的單薄山脊出現(xiàn)多條大致平行于山脊走向的拉裂縫，特別是2013年5月降水增多后，在滑坡體后部裂縫有明顯的向兩側延伸及擴張現(xiàn)象，隨后發(fā)生滑動，并再次發(fā)生小規(guī)?？逅?。通過分析該滑坡變形受地震及降雨影響強烈，所以其變形具有集中性和突發(fā)性。

滑坡體變形主要集中于滑坡后部，拉裂縫較發(fā)育，并出現(xiàn)有多級錯臺。CD腿之間的裂縫距滑壁僅有1 m，局部已貫通。另外AB腿之間護坡上的裂縫和D腿處的護坡上的裂縫也已臨空。B腿附近裂縫已被黏土回填，且用塑料薄膜覆蓋，降雨幾乎不會入滲，長度為2 m，沒有貫通，在后續(xù)降雨未發(fā)生明顯變化，位于山體半山腰處裂縫是由于“四·二〇”地震作用形成的，沒有貫通，在后續(xù)降雨期間未發(fā)生明顯變化。因此，該滑坡的變形具有局部性。

研究區(qū)距離蘆山地震的主斷裂帶較近，地震加速度較大，地震使該滑坡后部出現(xiàn)多條拉裂縫，并伴隨下錯現(xiàn)象。同時，地震時使滑坡物質結構遭到破壞，有利于地表水下滲后向深部運移，增加了斜坡土體向下運動的趨勢，在后期連續(xù)強降水的作用下，導致滑坡失穩(wěn)破壞。經(jīng)過分析滑坡的變形破壞特征，該滑坡的變形是上覆堆積層沿軟弱帶滑移而引起的。

2 數(shù)值分析模型建立

（1）根據(jù)場地、地基條件，以及樁基礎（圖5中綠色）特征建立計算模型，模型長（y方向）357 m，寬290 m（x方向），最大高度150 m，最小高度17 m。模型按實際場地覆蓋層（藍色）、基巖（紅色）分上下兩層設置介質材料類型。模型的計算參數(shù)見表1。

表1 物理力學參數(shù)表Table 1 Physical and mechanical parameters

圖5 計算模型示意圖Fig.5 Schematic diagram of calculation model

建模過程中，巖土體采用四面體、五面體和六面體混合網(wǎng)格單元相互匹配、連接組成。樁基實際尺寸采用柱型網(wǎng)格（即六面體網(wǎng)格）進行建模。通過網(wǎng)格節(jié)點連接上部結構和樁周土體。上部結構采用空間梁單元模擬。

（2）邊界條件確定：模型頂部為自由邊界，底部為固定約束，地震作用下四周為自由邊界。

（3）動力計算中材料阻尼的設定，本文采用瑞雷阻尼，可由剛度矩陣K和質量矩陣M表示：

式中：α、β為瑞雷阻尼系數(shù)。

式中：ωi、ωj分別為結構的第i和第j振型的固有頻率；ξi、ξj為相應的阻尼比。一般情況下，i、j分別取1和2。

（4）地震荷載選取蘆山地震名山科技強震動臺數(shù)據(jù)，僅考慮水平地震作用。通過 SeismoSignal進行人工濾波，處理后的地震波時長30 s，計算步長0.005 s，歷時8～18 s左右為振動峰值區(qū)，地震主震頻率為 10 Hz。地震計算分析時將基巖地震加速度（圖6所示）施加在所有單元的質點上，這是基巖的加速度時程曲線，通過積分可以得到基巖的速度和位移，通過軟件計算得到質點的位移、速度和加速度是相對于基巖的，質點的真實位移、速度和加速度是要疊加基巖的位移、速度和加速度。

圖6 地震加速度時程曲線Fig.6 Seismic acceleration time history curve

3 場地地震響應

3.1 位移分析

該區(qū)域位移時程曲線如圖7所示。

圖7 地表永久位移時程曲線Fig.7 Surface permanent displacement-time curve

從圖7可見，剖面水平位移從坡腳至坡頂持續(xù)增大，至坡頂最大，塔位處水平和豎向位移分別約為0.06 m和0.05 m。地震初期加速度較小時，僅引起坡頂處發(fā)生位移，約1 cm，坡腳未有明顯位移發(fā)生。隨地震歷時增加，尤其在峰值加速度期間，斜坡產(chǎn)生了較大的瞬態(tài)位移，進而導致邊坡產(chǎn)生一定的永久位移，此時斜坡位移約為8 cm，產(chǎn)生了較為明顯的塑性變形。越過峰值區(qū)間，斜坡永久位移持續(xù)累加，總體上水平位移在坡頂附近為10 cm左右。從該圖可見，場地位移放大系數(shù)最大值出現(xiàn)在坡頂，全坡面位移平均放大系數(shù)范圍為 1.0～5.0，放大系數(shù)最大值為5.0左右。豎向位移變化情況與水平位移相似，量值亦相同。

從計算結果看，場地水平和豎向位移在坡頂附近最大值近似可達10 cm，其與實際滑坡后緣變形位移量值近似相同，分析獲得的坡體剪切應變增量云圖（塑性貫通區(qū)域），即潛在滑動面與現(xiàn)場調查結論一致，均為沿巖土體界面滑動，如圖 8所示?？梢哉J為場地發(fā)生最大位移能夠觸發(fā)與實際震害相當?shù)钠茐那闆r。

圖8 坡面塑性貫通區(qū)域Fig.8 Plastic zone of slope surface

3.2 場地加速度放大系數(shù)

該區(qū)域加速度變化曲線如圖9所示。圖中地震加速度放大系數(shù)是針對輸出地震波的最大地震加速度相對于輸入地震波的最大地震加速度而言。

圖9 地表加速度放大系數(shù)-高程曲線Fig.9 Surface acceleration amplification coefficientelevation curve

分析圖9的變化曲線可以得出：當坡面與地震波方向平行時，對于下伏較軟巖的場地，不同方向的加速度放大系數(shù)，水平和豎向約為1.8，水平方向增大，呈動態(tài)波動增大的變化趨勢，最大值出現(xiàn)在1/5坡體的位置處，在1/2坡體的位置處最小為1.0。豎向方向增大趨勢在4/5坡高以下呈現(xiàn)不斷波動的變化趨勢，在4/5坡體位置處增大速率突變，當在坡頂位置時增大到最大值1.8。

水平和豎向的加速度約為0.72 g和0.70 g，對于地震效應而言，其值為Ⅸ度，與原始比較增大了約Ⅰ～Ⅱ度，這是由于該坡體變化幅度較大，高低不平，坡體呈現(xiàn)兩邊低中間高的變化趨勢，這種地勢是地震波增大的主要原因。

4 斜坡樁基地震影響

4.1 樁基位移

監(jiān)測點的布置為在樁體中心位置水平向等間距布置，通過該觀測點監(jiān)測地震波的水平位移值如圖10所示。

圖10 樁身位移時程曲線Fig.10 Time history curves of pile displacements

從圖 10可見，不同深度樁基地震位移反映不同，峰值水平位移區(qū)間為震動5～10 s左右，峰值時刻基本與輸入的地震波峰值相對應。

從樁頂?shù)綐兜祝瑯渡砦灰齐S深度逐漸減小，樁頂位移最大，約為25 mm，樁底位移最小，說明樁身中上部變形受地震荷載影響較為明顯，但距樁頂一定深度后（約6～7倍樁徑埋深）位移極小。

4.2 斜坡樁基內力

通過對監(jiān)測數(shù)據(jù)的整理分析得到樁體的彎矩值如圖11所示。

圖11 樁身彎矩時程曲線Fig.11 Time history curves of pile bending moments

從圖 11可見，不同深度樁身彎矩時程曲線均在震動5～10 s左右達到峰值。樁身彎矩從樁底到樁頂先增后減，樁頂至3～3.5倍樁徑范圍增大，隨后開始減小，至樁底為最小值，說明在樁頂遭受水平地震荷載時，樁身下部并不會受到明顯的影響。因為由于斜坡坡度的影響，一定深度上、下土層差異性逐漸加大，斜坡土體失效與未失效處樁產(chǎn)生了明顯的彎矩突變，該處較其他位置彎矩絕對值要大很多。

4.3 斜坡樁基加速度

監(jiān)測點的布置為在樁體中心位置豎向等間距布置，通過該觀測點監(jiān)測地震波的加速度值如圖 12所示。

圖12 樁身加速度時程曲線Fig.12 Time history curves of pile acceleration

圖 12可見，不同深度樁基水平加速度時程曲線均在震動5～10 s左右達到峰值加速度。曲線幅值隨深度逐漸降低，說明土層對輸入地震波具有不同程度的衰減作用。樁身加速度最大值在樁頂，最小值在樁底，樁頂加速度在2～4 m/s2范圍，約比原始地震輸入放大了1.5～2倍。

5 結 論

以西南地區(qū)穿越典型地形地貌和地基土大類的某一線路工程為例，首先通過對該線路震后樁基礎震害的調研情況，得出線塔基礎震害的特點，獲得地震作用下輸電線路震害特征的初步認識。進一步采用FLAD 3D有限差分軟件建立斜坡樁-土體系數(shù)值分析模型，詳細分析斜坡場地、樁基地震響應，深入研究斜坡樁-土體系動力響應特征。研究結果如下：

（1）塔位滑坡地層傾向與臨空面方向平行，即為順層坡，該處特殊的地形為滑坡變形失穩(wěn)提供了臨空面，從而使滑體在重力作用下容易向下運移。

（2）斜坡坡面各點振幅相對坡腳監(jiān)測點放大效應受地形地貌、地形坡度等多因素影響或控制，表現(xiàn)為非線性特征。坡肩處的水平及豎直向加速度放大系數(shù)以放大為主，最大放大系數(shù)約為1.2～1.5。

（3）場地位移放大系數(shù)最大值出現(xiàn)在坡頂，全坡面位移平均放大系數(shù)范圍為 1.0～5.0，放大系數(shù)最大值為5.0左右。豎向位移變化情況與水平位移相似。

（4）斜坡場地樁基地震響應表征參數(shù)中樁基礎的加速度、位移、內力受地震荷載影響明顯，但由于斜坡坡度的影響，一定深度上、下土層差異性逐漸加大，斜坡上部土體喪失了抵抗強度使樁產(chǎn)生了明顯的響應突變。