魏紅衛(wèi)，肖長紅，吳忠誠

(中南大學(xué) 土木工程學(xué)院，湖南 長沙 410075)

地震作用下地基液化導(dǎo)致橋臺功能受損、橋梁整體破壞，一般采用樁承橋臺增強(qiáng)結(jié)構(gòu)的穩(wěn)定性，但是大量震害調(diào)查結(jié)果表明，地基液化會使樁基礎(chǔ)產(chǎn)生嚴(yán)重震害[1]，影響樁承橋臺震后的正常使用。為了減少地基液化對樁承橋臺的影響，了解含可液化土層樁承橋臺在地震荷載作用下的動力響應(yīng)和震害特性，國內(nèi)外學(xué)者開展了大量研究。王海濤等[2]通過對比分析振動臺試驗和數(shù)值模擬的結(jié)果，得到液化場地橋臺滑坡機(jī)理，發(fā)現(xiàn)地震荷載作用下橋臺破壞模式為滑移和旋轉(zhuǎn)的組合。黃占芳等[3]通過振動臺試驗?zāi)M了樁土結(jié)構(gòu)在地震作用下的動力響應(yīng)，發(fā)現(xiàn)樁基加固后的地基土液化時間滯后于天然地基。為了研究含液化層地基的群樁地震響應(yīng)規(guī)律，劉星等[4]建立三維模型進(jìn)行計算，發(fā)現(xiàn)不同樁的樁身彎矩最大值出現(xiàn)的位置不同。童立元等[5]對含液化層地基中的單樁、群樁進(jìn)行模擬分析，結(jié)果表明樁身彎矩的極值發(fā)生在可液化層的上下界面處。馮忠居等[6]通過振動臺模型試驗探究了地震波作用下含液化土層橋梁樁基的動力響應(yīng)，發(fā)現(xiàn)隨著液化層深度的增加，樁頂水平位移峰值逐漸減小。ARMSTRONG等[7]研究了地震液化對樁頂橋臺性能影響，發(fā)現(xiàn)有樁比無樁的橋臺側(cè)向移動和沉降少。RAHMANI等[8]采用完全耦合三維動力分析方法，研究了液化場地樁基的動力特性。XU等[9]考察了可液化和非液化砂礦中樁群結(jié)構(gòu)體系的抗震性能，發(fā)現(xiàn)試驗中可液化場地樁的彎矩大于不可液化場地樁的彎矩。JANALIZADEH等[10]研究了可液化土層中樁的動力響應(yīng)，當(dāng)樁頭固定時，樁的最大彎矩只有可能出現(xiàn)在樁頭或者是在液化層和非液化層交界面處。周恩全等[11]研究了可液化傾斜場地橋梁樁-土相互作用，發(fā)現(xiàn)樁身彎矩在樁中及土層分界面附近較大。由上述研究可知，樁端位于地基可液化土層下方時，液化場地樁承橋臺的位移模式為滑移旋轉(zhuǎn)的組合；樁的存在使土層液化時間滯后，橋臺位移減小；樁身彎矩最大值出現(xiàn)在樁頭或者是在液化層和非液化層交界面處[12]。這些研究加深了對液化場地樁承橋臺震害特征和破壞機(jī)理的理解。但既有橋梁由于設(shè)計等原因，可能存在樁端位于可液化土層上方或位于可液化土層中的情況，這種情況下的樁承橋臺的地震特性研究尚顯不足。本文依托唐山大地震中雷莊沙河橋東橋臺震害實例，建立橋頭段三維數(shù)值模型，通過改變樁長，分析樁底端位于地基可液化土層不同位置時，樁承橋臺的地震位移響應(yīng)、樁身彎矩響應(yīng)以及地基可液化土層的液化特征，以期為液化場地樁承橋臺的抗震設(shè)計加固以及橋頭段區(qū)域地震病害的防治提供工程實用價值和理論支撐。

1 雷莊沙河橋場地概況

雷莊沙河橋始建于1965年，位于唐山市北60°東方向，是天津到秦皇島公路上的一座大橋，總長210.94 m。橋梁東岸為12×11.4 m的T梁，T型梁單片寬度為1.4 m，橋身由6片T梁組成，西岸為7 m×10.6 m空心板，橋面凈寬為7 m，兩側(cè)各設(shè)0.75 m人行道。東橋臺設(shè)多軸滾動支座，下部結(jié)構(gòu)為2Φ0.8 m鉆孔樁雙柱式橋臺，東側(cè)墩臺樁基礎(chǔ)深度為12～16 m。河床土質(zhì)情況通過鉆孔勘測所得[13]，如圖1所示。

圖1 實測與模型土層厚度Fig.1 Thickness of measured and model soil layer

經(jīng)過現(xiàn)場震害調(diào)查，橋梁宏觀烈度為IX度，大部分墩、臺均在順橋方向發(fā)生不同程度的傾斜變位。全橋以地震時河流的主流位置為界，東段各墩臺均向西傾斜。東橋臺向河心傾斜，下沉達(dá)17 cm，經(jīng)取樣對比判斷，液化土層約在地面下9.4 m范圍內(nèi)。

2 計算模型

2.1 幾何模型的建立

本文依托沙河橋東橋臺建立數(shù)值模型見圖2。模型由地基、樁承橋臺、臺后路堤、錐坡和臺前溜坡5個部分組成。地基根據(jù)現(xiàn)場土質(zhì)鉆孔柱狀圖分為7層，建模過程中為防止計算不收斂，以0.5 m為最小單元進(jìn)行網(wǎng)格劃分，對實測土層厚度稍作調(diào)整，如圖1所示；橋臺高4 m，長7 m，寬2 m；承臺高1.5 m，長7 m，寬4 m；2根樁樁長均為16 m，樁徑0.8 m；錐坡、溜坡坡率為1∶2，路堤延伸長度為31 m。

圖2 路堤橋臺模型尺寸Fig.2 Size of embankment abutment model

網(wǎng)格劃分見圖3。計算模型共計節(jié)點50 328個，單元47 265個，樁承橋臺和液化層等重點監(jiān)控的區(qū)域網(wǎng)格尺寸較小，其他非重點監(jiān)控地區(qū)網(wǎng)格尺寸較大[14]。

圖3 沿路堤縱向網(wǎng)格尺寸劃分剖面Fig.3 Section along embankment longitudinal grid size

2.2 材料參數(shù)選取

橋臺、填土與地基土的材料力學(xué)參數(shù)取值見表1[15]。計算模型地基土層為7層，各個土層由現(xiàn)場實際勘察N63.5動力觸探值以及土層性質(zhì)確定各個土層的容許地基承載力 ，從而得到地震波通過土層的剪切波速[18]，其中土層3為可液化土層。樁的彈性模量為28 GPa，泊松比為0.25，密度為

表1 材料參數(shù)Table 1 Material properties

2 500 kg/m3。

對樁、橋臺和梁做出如下假設(shè)：1)上部結(jié)構(gòu)為簡支梁，地震過程中未發(fā)生塑性破壞、梁與橋臺用滾動支座連接；2)樁和橋臺均為彈性體，地震過程中未發(fā)生塑性破壞，橋臺只承受上部結(jié)構(gòu)的豎向荷載。

2.3 接觸面與阻尼

計算模型采用無厚度Goodman接觸面單元模擬橋臺與土體之間以及樁土之間的接觸面，接觸面參數(shù)取值見表2[19]。臨界阻尼比取5%，采用局部阻尼進(jìn)行數(shù)值模擬。

表2 接觸面參數(shù)Table 2 Interface properties

2.4 地震動輸入

為保證地震動的基本特征并且縮短計算時間提高模型計算效率，動力計算截取唐山地震波地震動Arias強(qiáng)度的0.1%～95%，即選取唐山大地震地震波中的20 s為輸入地震波。沙河橋宏觀地震烈度為9級，對應(yīng)峰值加速度為0.4g[20]，利用Seismo-Signal軟件進(jìn)行基線校正，唐山地震波的地震動傅里葉頻譜集中在10 Hz內(nèi)，所以取截斷頻率為10 Hz；校正之后的地震動加速度時程曲線如圖4所示。

圖4 截取地震波加速度時程Fig.4 Time history of seismic acceleration intercepted

2.5 數(shù)據(jù)采集點布置

模型整體數(shù)據(jù)采集點布置見圖5，橋臺與樁身每隔1 m布置一個數(shù)據(jù)采集點，橋臺底部布置6個數(shù)據(jù)采集點，樁1和樁2編號隨x方向增大，樁1和樁2頂端分別位于C1和C2點；地基數(shù)據(jù)采集點布置以橋臺底部中心向下，液化土層每隔0.5 m，其余土層每隔1 m布置一個數(shù)據(jù)采集點；路堤數(shù)據(jù)采集點布置在路堤頂部中間，距橋臺3 m內(nèi)每隔0.5 m布置一個數(shù)據(jù)采集點，3～10 m每隔1 m布置一個數(shù)據(jù)采集點。本文規(guī)定水平位移為A1A2方向，側(cè)向位移為B1A1方向。

圖5 數(shù)據(jù)采集點布置圖Fig.5 Layout of data acquisition points

2.6 計算過程

模型先進(jìn)行靜力計算，獲得靜力平衡時模型的初始應(yīng)力與孔壓，隨后將位移場和速度場數(shù)值重新清零，設(shè)置自由場邊界，從模型底部輸入轉(zhuǎn)換為應(yīng)力時程的地震波，開啟動力計算。

3 計算結(jié)果分析

3.1 模型合理性驗證

圖6為靜力平衡時模型的孔隙水壓力云圖，模型孔隙水壓力均勻分層分布，底部水壓力為344.33 kPa。由于地下水位位于模型底部向上35 m處，故底部水壓力的理論計算值為343 kPa，模擬值與理論值基本吻合，證明了計算模型的合理性。

圖6 靜力平衡時孔隙水壓力云圖Fig.6 Nephogram of pore water pressure in static equilibrium

圖7和圖8分別為橋臺殘余沉降云圖和橋臺基礎(chǔ)數(shù)據(jù)采集點沉降時程曲線，橋臺基礎(chǔ)沉降隨時間逐漸增大，靠近河心處橋臺殘余沉降大于路堤側(cè)，沉降最大值為17.97 cm。可見橋臺在地震過程中逐漸下沉且向河心傾斜。模擬值與現(xiàn)場實測震害橋臺殘余沉降基本一致，進(jìn)一步證明了計算模型的合理性。

圖7 橋臺基礎(chǔ)殘余沉降云圖Fig.7 Nephogram of residual settlement of abutment foundation

圖8 橋臺基礎(chǔ)數(shù)據(jù)采集點沉降時程曲線Fig.8 Settlement time history curves of abutment foundation data acquisition point

3.2 樁長布置

為研究樁基和地基可液化土層相對位置對樁承橋臺地震反應(yīng)的影響，以沙河橋的數(shù)值計算模型為基礎(chǔ)，通過改變樁長建立樁端分別位于可液化土層上、中、下3種情況進(jìn)行對比分析，圖9為不同樁長的布置圖，其中，樁長16 m為沙河橋基準(zhǔn)模型。

圖9 樁長布置圖Fig.9 Layout of pile length

3.3 計算結(jié)果分析

3.3.1 樁承橋臺地震位移響應(yīng)

橋臺頂部與底部相對水平位移如圖10所示，隨著樁長增長，橋臺相對水平位移從10.12 mm減小到0.67 mm?？梢姌蚺_頂部與底部的相對位移與樁長成反比，橋臺水平傾斜的角度越來越小。

橋臺基礎(chǔ)數(shù)據(jù)采集點的殘余沉降變化如圖11所示，所有樁長情況下A2B2側(cè)的殘余沉降均大于A1B1側(cè)，A1A2側(cè)的殘余沉降大于B1B2側(cè)?？梢姌蚺_整體向A2點傾斜，隨著樁長的增長，橋臺傾斜角度從0.46°逐漸減小到0.40°。

由圖10和圖11可知，所有樁長情況下，液化場地樁承橋臺的震害位移模式均為整體滑移前傾式，橋臺震害位移示意圖見圖12。

圖10 橋臺頂部與底部相對水平位移Fig.10 Relative horizontal displacement of abutment top and bottom

圖11 橋臺基礎(chǔ)數(shù)據(jù)采集點殘余沉降Fig.11 Residual settlement of abutment foundation data acquisition point

圖12 橋臺震害位移模式Fig.12 Displacement mode of abutment seismic damage

路堤距離臺背0 m處與橋臺頂部殘余水平位移對比如圖13所示。樁長0 m時，橋臺與路堤相對位移79.46 mm，遠(yuǎn)大于有樁的情況?？梢姌兜拇嬖趯蚺_路堤體系的穩(wěn)定作用明顯。

圖13 路堤與橋臺殘余水平位移Fig.13 Residual horizontal displacement of embankment and abutment

路堤頂部距臺背0 m處與橋臺的相對殘余沉降如圖14所示。隨著樁長的增長，相對沉降差逐漸減小，最大沉降差為樁長0 m的31.48 mm，最小值則為樁長16 m的0.18 mm?？梢姌堕L的增長對地基上部結(jié)構(gòu)的穩(wěn)定有重要作用。

圖14 路堤與橋臺頂部相對殘余沉降Fig.14 Relative residual settlement between embankment and abutment top

地基頂部和橋臺底部殘余水平位移如圖15所示。樁長5 m的殘余水平位移和相對位移在所有樁長中均最大，分別為?198.73 mm和2.64 mm。可液化土層中的相對位移較大，樁端位于可液化層下方的相對位移較小，產(chǎn)生這種現(xiàn)象可能是因為樁端位于可液化層下方堅固土層時，能夠?qū)冻袠蚺_起到較好的穩(wěn)定作用，避免橋臺與地基產(chǎn)生較大相對位移。

圖15 地基頂部與橋臺底部殘余水平位移Fig.15 Residual horizontal displacement of foundation top and abutment bottom

地基頂部與橋臺底部殘余沉降如圖16所示。橋臺底部沉降大于地基頂部，橋臺對地基產(chǎn)生擠壓效應(yīng)。樁端位于可液化土層上方的殘余沉降較大，其中樁長5 m時的殘余沉降最大，為200.36 mm；樁端位于可液化土層下方時，地基頂部與橋臺底部的相對沉降差較小，最小值為樁長9 m的1.25 mm。

圖16 地基頂部與橋臺底部殘余沉降Fig.16 Residual settlement of foundation top and abutment bottom

3.3.2 樁身彎矩響應(yīng)

不同樁長時，2根樁沿樁身分布的正彎矩包絡(luò)圖如圖17所示。樁長小于等于8 m，即樁端位于可液化土層下界面上方時，2根樁的正彎矩最大值均出現(xiàn)在樁頂處；樁長大于8 m時，樁端位于可液化土層下界面下方，正彎矩最大值遠(yuǎn)大于在下界面上方，樁1的正彎矩最大值仍在樁頂處，樁2則出現(xiàn)在可液化土層與非液化層交界面處。負(fù)彎矩包絡(luò)圖與正彎矩規(guī)律類似。

圖17 沿樁身分布的正彎矩包絡(luò)圖Fig.17 Envelope diagram of positive moment distribution along pile body

由正負(fù)彎矩包絡(luò)圖可知，樁端位于可液化土層下界面上方時，樁頂是樁基加固需要特別關(guān)注的部位；樁端位于可液化土層下界面下方時，樁頂處與可液化層非液化層交界面處均是樁基加固設(shè)計的關(guān)鍵部位。

3.3.3 可液化土層液化特征

本文采用超靜孔壓比描述液化[5]，超靜孔壓比首次達(dá)到1的狀態(tài)稱為初始液化。液化土層中豎向布置4個液化數(shù)據(jù)采集點a，b，c，d，分別距離地基頂部6.75，7.75，8.75和9.25 m。不同樁長情況下可液化土層中數(shù)據(jù)采集點的超靜孔壓比如圖18～20所示。

圖18 樁端位于可液化土層上方的超靜孔壓比Fig.18 Excess static pore pressure ratio when pile tip located above liquefiable soil layer

圖19 樁端位于可液化土層中的超靜孔壓比Fig.19 Excess static pore pressure ratio when pile tip located in liquefiable soil layer

由圖20可知，超靜孔壓比在動力計算初始迅速增大，隨后波動變化；樁長越長，可液化土層中實際發(fā)生液化的土體越少，且發(fā)生初始液化的時刻隨樁長增大有所延遲。樁端位于可液化土層下方時，樁的存在對減小液化震害影響明顯：樁長小于等于8 m時，3個數(shù)據(jù)采集點附近土層發(fā)生液化，樁長大于8 m發(fā)生液化的土層逐漸減少，樁長16 m時僅d點在17.52 s時發(fā)生初始液化。

圖20 樁端位于可液化土層下方的超靜孔壓比Fig.20 Excess static pore pressure ratio when pile tip located below liquefiable soil layer

圖中標(biāo)注時刻均為發(fā)生液化土層的峰值加速度時刻，通過對比發(fā)現(xiàn)可液化土層發(fā)生初始液化時刻即為土體的加速度峰值時刻。

4 結(jié)論

1)依托震害實例建立計算模型，通過對比靜力平衡時模型底部的水壓力、動力計算結(jié)束時橋臺傾斜方向和沉降值，驗證了模型的合理性。

2)所有樁長情況下橋臺位移模式均為整體滑移前傾式，橋臺向河心傾斜。橋臺位移和傾斜角度隨樁長的增長逐漸減小。

3)樁端位于可液化土層不同位置時的樁身彎矩變化規(guī)律不同。樁端位于可液化土層下界面上方時，彎矩最大值出現(xiàn)在樁頂處；位于下界面下方時，樁身彎矩最大值出現(xiàn)在可液化土層與非液化層交界面和樁頂處，且最大值遠(yuǎn)大于位于上方的情況。

4)樁端位于可液化土層不同位置時，可液化土層液化特征不同。樁端位于可液化土層下界面上方時，樁長的變化對于減弱土層液化影響較小，可液化土層接近完全液化；位于下界面下方時，樁長越長，可液化土層中實際發(fā)生液化的土體越少。土層初始液化時刻與加速度峰值時刻接近。

5)模擬結(jié)果適用于可液化土層位于地基中部雙樁情況下的樁承橋臺，群樁的地震響應(yīng)并不明確。當(dāng)樁底位置位于可液化土層下方時，橋臺整體穩(wěn)定性最好，但需要對可液化土層與非液化層交界面和樁頂位置進(jìn)行抗震加固設(shè)計。