高烈度地震區(qū)椅式抗滑支擋結(jié)構(gòu)抗震性能研究

胡會(huì)星 李寧 任華鋒

中鐵二院工程集團(tuán)有限責(zé)任公司 成都610031

引言

西南山區(qū)鐵路工程的建設(shè)受選線線型、車站布置等外部因素限制，不可避免以陡坡路基或抗滑明洞形式通過［1］。而西南山區(qū)地質(zhì)條件復(fù)雜多變，新構(gòu)造運(yùn)動(dòng)活動(dòng)造成區(qū)域地震頻發(fā)，大部分線路位于7～8 度區(qū)，局部甚至位于9 度區(qū)［2］。

陡坡地段路基一般采用抗滑擋墻、抗滑樁、錨桿擋墻等進(jìn)行加固，當(dāng)外側(cè)填方高度大于8m時(shí)，特別是位于高烈度地震區(qū)時(shí)，采用普通支擋結(jié)構(gòu)存在抗滑能力不足、支擋結(jié)構(gòu)變形大等問題。此外，靠山側(cè)坡面若存在松散堆積體時(shí)，在頻繁地震及降雨相互作用下，松散物質(zhì)易形成坡面泥石流，在運(yùn)營期間，存在泥石流上道的風(fēng)險(xiǎn)。若選擇抗滑明洞方案，在高地震烈度作用下，陡坡地段明洞存在抗滑能力不足，易發(fā)生偏移等病害，因此常在明洞靠山側(cè)設(shè)置錨索樁進(jìn)行聯(lián)合加固［3，4］。椅式樁板墻在蘭渝客專、敘大鐵路等陡坡地段得到了應(yīng)用，其綜合了埋入式樁板結(jié)構(gòu)、懸臂式樁板墻與雙排抗滑樁的技術(shù)特點(diǎn)，利用剛架樁-簡支板-巖土體三者之間的協(xié)同作用滿足路基的強(qiáng)度與變形要求，具有剛度大、變形控制好等特點(diǎn)，但目前的研究主要集中于靜力作用下其受力性能和變形特性，結(jié)構(gòu)內(nèi)力計(jì)算也是基于靜力狀態(tài)下的，對椅式樁板墻結(jié)構(gòu)的動(dòng)力特性未做研究［5-8］。若將椅式樁設(shè)置于明洞下方，與明洞、錨索樁組成一個(gè)復(fù)合支擋結(jié)構(gòu)，其復(fù)合支擋結(jié)構(gòu)的動(dòng)力特性、控制變形能力等國內(nèi)外未見研究。

本文依托于某鐵路DK160 +100～+300 陡坡地段實(shí)際案例，創(chuàng)新性提出了椅式樁板墻+明洞+錨索樁的椅式復(fù)合抗滑支擋結(jié)構(gòu)，基于有限元軟件建立了三維結(jié)構(gòu)模型，重點(diǎn)分析在復(fù)合結(jié)構(gòu)中的椅式樁板墻和錨索樁橫向高烈度地震作用下（Ag＝0.4g）結(jié)構(gòu)的變形特性和內(nèi)力響應(yīng)，得到了其峰值內(nèi)力分布曲線，提出了該結(jié)構(gòu)的優(yōu)化補(bǔ)強(qiáng)建議，研究成果對技術(shù)人員認(rèn)識該復(fù)合抗滑支擋結(jié)構(gòu)的受力機(jī)制是有益的。

1 工程概況

某鐵路DK160 +100～+300 里程范圍位于陡坡地段，為半填半挖通過，左側(cè)最大填方高度為12m，右側(cè)最大挖方高度為14m。本段地面橫坡最大約43°，線路左側(cè)為既有國道、河道等，右側(cè)上方分布破殘積、泥石流成因的松散堆積體，松散堆積體主要以角（圓）礫土、碎石土等為主，分選差，厚度約5m～20m，基巖為花崗巖。本工點(diǎn)地震動(dòng)峰值加速度為0.4g。若采用順坡橋通過，橋梁需按罕遇地震0.8g進(jìn)行設(shè)計(jì)，則面臨橋梁梁體豎向位移過大且右側(cè)坡面松散體在高地震烈度作用下形成坡面滑塌撞擊橋墩的風(fēng)險(xiǎn)；若采用普通的陡坡路基通過，也同樣面臨右側(cè)坡面物質(zhì)上道的風(fēng)險(xiǎn)，因此在此提出了一種左側(cè)椅式樁板墻（主樁、副樁、橫梁）+明洞+右側(cè)錨索樁（設(shè)置兩排錨索）的復(fù)合抗滑支擋結(jié)構(gòu)，具有結(jié)構(gòu)受力形式明確、抗震性能好、變形小等優(yōu)點(diǎn)，如圖1所示。

2 數(shù)值計(jì)算模型

2.1 模型尺寸及巖土體參數(shù)

本文選取DK160 +150 斷面處的復(fù)合抗滑支擋結(jié)構(gòu)進(jìn)行計(jì)算，樁縱向間距為6m，結(jié)構(gòu)尺寸如表1 所示，三維計(jì)算模型如圖2 所示。

表1 結(jié)構(gòu)尺寸（單位：m）Tab.1 Structure size（unit：m）

圖2 椅式復(fù)合抗滑支擋結(jié)構(gòu)三維模型大樣圖Fig.2 Detailed drawing of three-dimensional model of chair-type composite anti-sliding retaining structure

本文基于ABAQUS有限元軟件建立復(fù)合抗滑支擋結(jié)構(gòu)三維模型，主體模型長度取為173m，由于動(dòng)力計(jì)算需要使用無限元，因此在模型兩側(cè)各施加87m 的無限元，故模型總長度為260m。模型高度根據(jù)原設(shè)計(jì)圖紙，取為100m，其中樁頂以上坡高為50m。錨索分為錨固段與自由段，施加預(yù)應(yīng)力50t，自由段與錨固段長度與設(shè)計(jì)圖紙一致，自由段橫截面積為0.001m2，錨固段橫截面積為0.013m2。對樁、混凝土和基巖采用彈性本構(gòu)模型；對堆積體采用以Mohr-Coulomb 準(zhǔn)則為屈服準(zhǔn)則的理想彈塑性模型，并通過室內(nèi)直接剪切試驗(yàn)得到了黏聚力和內(nèi)摩擦角，確定各材料參數(shù)如表2 所示。

表2 模型的物理力學(xué)參數(shù)Tab.2 Physical and mechanical parameters of model

2.2 地震動(dòng)輸入及邊界條件

由于本工點(diǎn)范圍現(xiàn)有地震記錄部分時(shí)段缺少合適的地震動(dòng)峰值加速度為0.4g 的時(shí)程曲線進(jìn)行結(jié)構(gòu)動(dòng)力分析，因此本次計(jì)算需采用人工合成方法得到地震波用于結(jié)構(gòu)計(jì)算，輸入地震動(dòng)峰值加速度為0.4g，方向?yàn)閤 向，其原波長達(dá)54s，為節(jié)省計(jì)算時(shí)間，取前45s進(jìn)行計(jì)算，為保證模型最終計(jì)算時(shí)刻位移和速度為0，對前45s 的地震波進(jìn)行基線修正，同時(shí)為控制單元尺寸，濾掉50Hz以上的高頻波，經(jīng)過濾波和基線修正的輸入波如圖3 所示。為防止邊界上地震波的反射，在模型左右兩側(cè)設(shè)置無限元邊界，模型采用兩跨12m，因此在分析過程中始終限制模型前后側(cè)的位移，靜力分析時(shí)限制底部三個(gè)方向的位移，動(dòng)力計(jì)算則放開底部水平方向位移。

圖3 基線修正和濾波后的波形圖Fig.3 Waveform after baseline correction and filtering

3 數(shù)值計(jì)算結(jié)果分析

3.1 結(jié)構(gòu)位移響應(yīng)

為監(jiān)測復(fù)合抗滑支擋結(jié)構(gòu)在地震動(dòng)峰值加速度0.4g 作用下的變形情況，在椅式樁樁頂、錨索樁樁頂及明洞頂部布置了監(jiān)測點(diǎn)，監(jiān)測點(diǎn)位置如圖4 所示，A1～A2位于椅式樁頂，A3 位于明洞頂，A4～A5位于錨索樁頂。

圖4 A1～A5 監(jiān)測點(diǎn)布置位置示意Fig.4 Layout and location diagram of A1～A5 monitoring Points

由于模型完全對稱，A1 與A2，A4 與A5 的動(dòng)位移響應(yīng)完全一致，因此僅考慮A1、A4 和A3處的位移響應(yīng)。圖5a為A1 監(jiān)測點(diǎn)位移響應(yīng)情況（負(fù)值為遠(yuǎn)離坡面?zhèn)龋匆问綐稑俄數(shù)奈灰祈憫?yīng)情況，其最大負(fù)向位移為120.38mm，主樁長為30m，位移為樁長的0.4%，滿足規(guī)范要求。圖5b為A4 監(jiān)測點(diǎn)位移響應(yīng)情況（負(fù)值為遠(yuǎn)離坡面?zhèn)龋?，即錨索樁樁頂?shù)奈灰魄闆r，其最大負(fù)向位移為161.44mm，錨索樁長為30m，位移為樁長的0.54%，滿足規(guī)范相關(guān)要求。圖5c 為明洞頂部A3 監(jiān)測點(diǎn)位移情況，最大負(fù)向位移為154.80mm，最大正向位移為110.23mm。將A1和A4 處的位移與規(guī)范限值對比列入表3。

表3 樁頂位移動(dòng)力響應(yīng)情況與規(guī)范限值對比Tab.3 Comparison of dynamic response of pile top displacement with code limits

圖5 位移響應(yīng)時(shí)程曲線Fig.5 Displacement response time history curve

同時(shí)在錨索錨頭處及自由段、錨固段分界點(diǎn)處布置了監(jiān)測點(diǎn)，分析錨索在地震荷載下的受力狀態(tài)，M01、M02為第一排錨索（樁頂自上而下），MI1、MI2為第二排錨索，監(jiān)測點(diǎn)布置如圖6 所示。

圖6 錨索監(jiān)測點(diǎn)布置位置示意Fig.6 Schematic diagram for layout and location of anchor cable monitoring points

通過監(jiān)測錨索錨頭和自由段、錨固段分界點(diǎn)的位移響應(yīng)情況，可較直觀地得到動(dòng)力作用過程中錨索的受力狀態(tài)（張拉力增加或者張拉力減少）。圖7a為第一排錨索M01 交界點(diǎn)與錨固點(diǎn)的相對位移，值為正時(shí)，錨索張拉力增加，由圖可知在振動(dòng)過程中第一排錨索基本一直都處于張拉力減少的狀態(tài)，且從震后殘余位移來看，錨索受力均有所減少，因此在設(shè)計(jì)中可將第一排錨索初始張拉力適當(dāng)加大至60t。

圖7 動(dòng)位移響應(yīng)情況Fig.7 Dynamic displacement response

由圖7b可知在振動(dòng)過程中第二排錨索基本一直都處于張拉力增大的狀態(tài)，且從震后殘余位移來看，錨索受力均有所增加，因此在設(shè)計(jì)中可將第二排錨索初始張拉力適當(dāng)減少至40t。

3.2 結(jié)構(gòu)內(nèi)力響應(yīng)

本文僅分析結(jié)構(gòu)在地震荷載作用下其峰值內(nèi)力，該時(shí)刻為結(jié)構(gòu)最危險(xiǎn)時(shí)刻。根據(jù)前面位移響應(yīng)情況，可以確定椅式樁樁頂A1 測點(diǎn)在t ＝22.79s時(shí)，位移響應(yīng)達(dá)到負(fù)峰值為-120.38mm，復(fù)合結(jié)構(gòu)內(nèi)力最大，此時(shí)，椅式樁的主樁、副樁以及橫梁的內(nèi)力分布曲線如圖8 所示。

圖8 椅式樁內(nèi)力分布（t ＝22.79s）Fig.8 Stress distribution diagram of crossbeam in chair-shaped pile（when t ＝22.79s）

由圖8a、b可知，椅式樁結(jié)構(gòu)在地震荷載作用下，其主樁樁身彎矩呈Ω 型，全樁靠山側(cè)受拉，最大值位于橫梁下部約5m 處，大小約14730kN·m，因此需在主樁與橫梁連接處設(shè)置較多豎向主筋抗彎；其樁身剪力呈S 型，最大值位于橫梁上部約2m處，大小約4273kN。

由圖8c、d可知，椅式樁結(jié)構(gòu)在地震荷載作用下，其副樁樁身彎矩也呈Ω型，全樁靠山側(cè)受拉，最大值位于樁身中部偏上處，大小約19160kN·m，較主樁彎矩大，因此需在副樁中部附近設(shè)置較多豎向主筋抗彎；其樁身剪力呈S型，最大值位于樁梁節(jié)點(diǎn)附近，大小約7885kN，因此需在副樁與橫梁連接處設(shè)置較多箍筋抗剪或加大副樁截面。

由圖8e、f可知，椅式樁結(jié)構(gòu)在地震荷載作用下，其橫梁彎矩和剪力均呈正弦分布，正負(fù)彎矩基本對稱，最大值約5018kN·m；但其剪力峰值偏大，大小約9357kN，位于橫梁與副樁連接處，因此需在橫梁與副樁連接處設(shè)置較多箍筋抗剪或設(shè)置倒角增加截面進(jìn)行抗剪。

由圖9 可知，錨索樁在地震荷載作用下，其樁身彎矩呈Ω型分布，全樁靠山側(cè)受拉，最大值位于樁身中部，最大值約37750kN·m，彎矩峰值偏大，因此需在樁身增設(shè)多排錨索以減少樁身彎矩；其樁身剪力呈S 型，正負(fù)剪力峰值基本相當(dāng)，大小約6606kN。

圖9 錨索樁內(nèi)力分布（t ＝22.79s）Fig.9 Stress distribution diagram of anchor pile（when t ＝22.79s）

4 結(jié)論

本文通過選取DK160+150斷面處的復(fù)合抗滑支擋結(jié)構(gòu)，基于三維有限元軟件，分析該復(fù)合抗滑支擋結(jié)構(gòu)在高烈度地震區(qū)（動(dòng)峰值加速度為0.4g）其位移及內(nèi)力動(dòng)力響應(yīng)，主要得出以下結(jié)論：

1.在橫向地震荷載作用下，復(fù)合抗滑支擋結(jié)構(gòu)最大位移發(fā)生在錨索樁頂部，最大值為161.44mm，位移峰值為樁長的0.54%，滿足規(guī)范（≤1%）限值要求，說明該復(fù)合抗滑支擋結(jié)構(gòu)抗震性能較好。

2.通過監(jiān)測錨索錨頭和自由段、錨固段分界點(diǎn)的位移響應(yīng)結(jié)果得出，在振動(dòng)過程中，錨索樁頂?shù)谝慌佩^索基本一直都處于張拉力減小的狀態(tài)，第二排錨索處于張拉力增大的狀態(tài)，因此在設(shè)計(jì)中可將第一排錨索初始張拉力適當(dāng)加大至60t，第二排錨索初始張拉力適當(dāng)減少至40t，以提高錨索在地震作用下其長期受力性能。

3.椅式樁結(jié)構(gòu)在地震荷載作用下，其主樁、副樁樁身彎矩均呈Ω型，剪力呈S型，彎矩峰值位于副樁樁身中部偏上，最大值為19160kN·m；剪力峰值位于副樁與橫梁連接處，最大值為7885kN，因此需在副樁中部附近設(shè)置較多豎向主筋進(jìn)行抗彎，并在副樁與橫梁連接處設(shè)置較多箍筋抗剪或加大副樁截面。橫梁彎矩和剪力均呈正弦分布，正負(fù)彎矩基本對稱，最大值約5018kN·m；但其剪力峰值偏大，大小約9357kN，位于橫梁與副樁連接處，因此需在橫梁與副樁連接處設(shè)置較多箍筋抗剪或設(shè)置倒角增加截面進(jìn)行抗剪。

4.錨索樁在地震荷載作用下，其樁身彎矩呈Ω型分布，剪力呈S型，彎矩峰值位于錨索樁身中部，最大值為37750kN·m；正負(fù)剪力峰值基本相當(dāng)，大小約6606kN。錨索樁彎矩峰值偏大，因此需在樁身增設(shè)1～2 排錨索以減少樁身彎矩。