楊薇薇

（中通服咨詢?cè)O(shè)計(jì)研究院有限公司，江蘇 南京 210003）

0 引 言

樁基礎(chǔ)因具有適應(yīng)性強(qiáng)、承載力高等優(yōu)點(diǎn)，特別適用于山區(qū)斜坡地形的施工條件。實(shí)際上，西南山區(qū)斜坡工程90%以上為樁基礎(chǔ)。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(qiáng)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(diào)查結(jié)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(yīng)及相應(yīng)樁基地震響應(yīng)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(guān)模型有Matlock[5]、Novak[6]等，經(jīng)歷了線性總應(yīng)力法到非線性有效應(yīng)力動(dòng)力分析法，再到復(fù)雜的彈塑性模型法；從只能進(jìn)行飽和土體的分析發(fā)展到非飽和土體的動(dòng)力分析。而模型試驗(yàn)則以離心機(jī)試驗(yàn)、振動(dòng)臺(tái)試驗(yàn)為主[7-8]，對(duì)飽和砂土模型樁、群樁等方面開展了振動(dòng)臺(tái)試驗(yàn)，并適當(dāng)?shù)目紤]了斜坡坡度、斜坡長(zhǎng)度、砂土層厚度對(duì)樁基地震響應(yīng)的影響。但由于模型試驗(yàn)成本高、模型尺寸小，很難有效的表達(dá)實(shí)際的樁-土相互作用，試驗(yàn)結(jié)果非常有限。隨著計(jì)算機(jī)技術(shù)的發(fā)展，開展了基于OpenSees的樁-土-結(jié)構(gòu)地震相互作用研究[9]、基于Quasi-3D FEM方法結(jié)合PILE 3D、PILE-PY對(duì)砂土中樁基動(dòng)力p-y曲線進(jìn)行分析[10]。上述成果對(duì)于場(chǎng)地地基液化問題考慮較多。而西南地區(qū)斜坡樁基礎(chǔ)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(chǎng)地碎石土條件下場(chǎng)地及樁基地震響應(yīng)全體系的研究，設(shè)計(jì)中仍感到缺乏充分的試驗(yàn)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(jié)其在蘆山地震后線塔基礎(chǔ)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(chǎng)地變形破壞情況和樁基地震響應(yīng)，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(guān)系。

1 塔位震害特征

某地區(qū)發(fā)生7.0級(jí)地震，本次地震震中烈度達(dá)到Ⅸ度，共計(jì)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(chǔ)失效造成的線路停運(yùn)占有相當(dāng)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(gòu)造侵蝕高中山區(qū)，一般海拔標(biāo)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(zhì)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(chǔ)為混凝土人工挖孔樁基礎(chǔ)，樁徑0.8～1.2 m，樁長(zhǎng)8～10 m。

圖1 場(chǎng)地地形地貌Fig.1 Terrain and geomorphology of site

該地震造成線路19號(hào)塔位場(chǎng)地所在斜坡發(fā)生明顯變形破壞，造成場(chǎng)地南西方向D腿附近一處滑坡?；路秶^大，滑坡面長(zhǎng)、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(dá)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(cè)高程為852 m，位于地形陡緩交接處，右側(cè)高程為852 m，位于山脊內(nèi)側(cè)。滑坡后緣高程為935～940 m，在“四·二〇”地震以后，裂縫發(fā)育。該滑坡體左側(cè)以單薄山脊為界，右側(cè)以小山脊為界，零星可見基巖出露?；乱?guī)模等級(jí)屬小型滑坡?；逻吔缛鐖D3。

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

（2）滑坡物質(zhì)結(jié)構(gòu)特征

整個(gè)滑坡體物質(zhì)組成為第四系殘坡積土，主要成分為粉質(zhì)黏土，含碎石，黃褐色，結(jié)構(gòu)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(yùn)營(yíng)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(dòng)，說明此次地震為滑坡形成的主因。滑坡所在山體的變形首次出現(xiàn)于上世紀(jì) 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(cè)延伸及擴(kuò)張現(xiàn)象，隨后發(fā)生滑動(dòng)，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(qiáng)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(jí)錯(cuò)臺(tái)。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(hù)坡上的裂縫和D腿處的護(hù)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(huì)入滲，長(zhǎng)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(cuò)現(xiàn)象。同時(shí)，地震時(shí)使滑坡物質(zhì)結(jié)構(gòu)遭到破壞，有利于地表水下滲后向深部運(yùn)移，增加了斜坡土體向下運(yùn)動(dòng)的趨勢(shì)，在后期連續(xù)強(qiáng)降水的作用下，導(dǎo)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(chǎng)地、地基條件，以及樁基礎(chǔ)（圖5中綠色）特征建立計(jì)算模型，模型長(zhǎng)（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(shí)際場(chǎng)地覆蓋層（藍(lán)色）、基巖（紅色）分上下兩層設(shè)置介質(zhì)材料類型。模型的計(jì)算參數(shù)見表1。

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

圖5 計(jì)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(shí)際尺寸采用柱型網(wǎng)格（即六面體網(wǎng)格）進(jìn)行建模。通過網(wǎng)格節(jié)點(diǎn)連接上部結(jié)構(gòu)和樁周土體。上部結(jié)構(gòu)采用空間梁?jiǎn)卧M。

（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(dòng)力計(jì)算中材料阻尼的設(shè)定，本文采用瑞雷阻尼，可由剛度矩陣K和質(zhì)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(jié)構(gòu)的第i和第j振型的固有頻率；ξi、ξj為相應(yīng)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(qiáng)震動(dòng)臺(tái)數(shù)據(jù)，僅考慮水平地震作用。通過 SeismoSignal進(jìn)行人工濾波，處理后的地震波時(shí)長(zhǎng)30 s，計(jì)算步長(zhǎng)0.005 s，歷時(shí)8～18 s左右為振動(dòng)峰值區(qū)，地震主震頻率為 10 Hz。地震計(jì)算分析時(shí)將基巖地震加速度（圖6所示）施加在所有單元的質(zhì)點(diǎn)上，這是基巖的加速度時(shí)程曲線，通過積分可以得到基巖的速度和位移，通過軟件計(jì)算得到質(zhì)點(diǎn)的位移、速度和加速度是相對(duì)于基巖的，質(zhì)點(diǎn)的真實(shí)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(shí)程曲線Fig.6 Seismic acceleration time history curve

3 場(chǎng)地地震響應(yīng)

3.1 位移分析

該區(qū)域位移時(shí)程曲線如圖7所示。

圖7 地表永久位移時(shí)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(shí)，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(shí)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(jìn)而導(dǎo)致邊坡產(chǎn)生一定的永久位移，此時(shí)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(chǎng)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(jì)算結(jié)果看，場(chǎng)地水平和豎向位移在坡頂附近最大值近似可達(dá)10 cm，其與實(shí)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(yīng)變?cè)隽吭茍D（塑性貫通區(qū)域），即潛在滑動(dòng)面與現(xiàn)場(chǎng)調(diào)查結(jié)論一致，均為沿巖土體界面滑動(dòng)，如圖 8所示。可以認(rèn)為場(chǎng)地發(fā)生最大位移能夠觸發(fā)與實(shí)際震害相當(dāng)?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(chǎng)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(duì)輸出地震波的最大地震加速度相對(duì)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(dāng)坡面與地震波方向平行時(shí)，對(duì)于下伏較軟巖的場(chǎng)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(dòng)態(tài)波動(dòng)增大的變化趨勢(shì)，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(shì)在4/5坡高以下呈現(xiàn)不斷波動(dòng)的變化趨勢(shì)，在4/5坡體位置處增大速率突變，當(dāng)在坡頂位置時(shí)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(duì)于地震效應(yīng)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(shì)，這種地勢(shì)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(cè)點(diǎn)的布置為在樁體中心位置水平向等間距布置，通過該觀測(cè)點(diǎn)監(jiān)測(cè)地震波的水平位移值如圖10所示。

圖10 樁身位移時(shí)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(dòng)5～10 s左右，峰值時(shí)刻基本與輸入的地震波峰值相對(duì)應(yīng)。

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(nèi)力

通過對(duì)監(jiān)測(cè)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(shí)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(shí)程曲線均在震動(dòng)5～10 s左右達(dá)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(shí)，樁身下部并不會(huì)受到明顯的影響。因?yàn)橛捎谛逼缕露鹊挠绊?，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(duì)值要大很多。

4.3 斜坡樁基加速度

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

圖12 樁身加速度時(shí)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(shí)程曲線均在震動(dòng)5～10 s左右達(dá)到峰值加速度。曲線幅值隨深度逐漸降低，說明土層對(duì)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(jié) 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(duì)該線路震后樁基礎(chǔ)震害的調(diào)研情況，得出線塔基礎(chǔ)震害的特點(diǎn)，獲得地震作用下輸電線路震害特征的初步認(rèn)識(shí)。進(jìn)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(xì)分析斜坡場(chǎng)地、樁基地震響應(yīng)，深入研究斜坡樁-土體系動(dòng)力響應(yīng)特征。研究結(jié)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(yùn)移。

（2）斜坡坡面各點(diǎn)振幅相對(duì)坡腳監(jiān)測(cè)點(diǎn)放大效應(yīng)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(chǎng)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(chǎng)地樁基地震響應(yīng)表征參數(shù)中樁基礎(chǔ)的加速度、位移、內(nèi)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(qiáng)度使樁產(chǎn)生了明顯的響應(yīng)突變。