液化場地格柵式地下連續墻與群樁橋梁基礎動力響應對比研究

王 川

(西南交通大學地球科學與環境工程學院， 四川成都 610031)

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

(a) 基礎構造型式 (b) 基礎截面形式 圖1 格柵式地下連續墻基礎示意

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

目前，針對地震作用下基礎-土體間動力相互作用的數值模擬，國內外許多學者進行了相關研究。國外，Brandenberg等[3]對群樁在可液化場地和側向流動場地進行了數值模擬的對比研究。Klar等[4]探討了液化場地群樁效應問題，并對樁間距等因素對群樁響應的影響進行了研究。國內，黃雨等[5]基于Biot理論，采用有效應力方法對液化場地樁基礎的地震反應進行了三維有限元分析。唐亮等[6]對振動臺試驗進行了數值模擬，研究了群樁基礎在液化場地的地震反應。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墻的動力響應研究。本文針對傾斜可液化場地基礎-土動力相互作用相關問題，基于離心機振動臺試驗，利用OpenSees有限元數值模擬平臺建立二維非線性有限元數值模型，進行單室地下連續墻與群樁橋梁基礎-土動力相互作用對比研究。

1 數值分析模型

1.1 離心機振動臺試驗簡介

本試驗中，地下連續墻基礎的原型截面尺寸為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準砂，總厚度為20 m，傾角為5 °，上覆砂土相對密實度為60 %，底層砂土相對密實度為90 %。試驗傳感器布置如圖2所示，具體試驗細節及試驗成果可參考文獻[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 模型試驗原型[7]

1.2 有限元分析模型

針對上述離心機振動臺試驗，以原型建立的二維數值模型如圖3所示。采用OpenSees中基于多屈服面概念實現的PDMY材料本構模型模擬土體的非線性動力特性(表1)。在數值模型中，整個土體區域采用4節點的SSPquad UP四邊形單元進行模擬，并對基礎周圍土體單元進行加密處理，該單元的每個節點3個自由度，其中兩個位移自由度，一個孔壓自由度。模擬中將墻體重力作為集中力施加到對應節點，墻體的質量以集中質量賦到對應墻體節點上。墻體采用梁-柱單元，用剛性連接將墻體連接在一起，賦予試驗相同截面參數、物理參數等。通過剛性連接的基礎上，梁單元節點和土體單元節點之間增加零長度單元以模擬樁-土相互作用。

圖3 二維數值模型

表1 砂土本構模型計算參數

1.3 數值模型可靠性驗證

模型的可靠性是通過基礎和場地動力響應的計算值和試驗值對比驗證。試驗基底激勵輸入為taft波(圖4)。對比試驗和數值計算的場地加速度、孔壓和基礎位移，驗證已建立模型中土體參數、墻體物理特性參數、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給出了試驗中A1、A4、A9加速度傳感器對應位置處場地土體加速度時程計算值與試驗值的對比情況。從圖中可以看出，土體加速度的計算值時程步調、幅值變化規律均與試驗值較好吻合，表明該數值模型可以較好模擬場地加速度的反應。

圖5 土體加速度試驗值與計算值比較

圖6為試驗中P1、P2、P6孔壓傳感器對應位置處超孔隙水壓力計算值與試驗值對比情況。由圖可知，試驗孔壓上升略快，數值略大于計算值，但整體變化趨勢無明顯差異，無論是曲線整體波動趨勢，還是峰值及達到峰值對應時間均保持高度一致。

圖6 超孔隙水壓力計算值與試驗值比較

圖7為基礎頂部位移計算值與試驗值的對比情況。由圖可知，墻體頂部位移計算值與試驗值整體變化趨勢吻合較好。在5～20 s時，應變幅值波動較大，且試驗值大于計算值，但時程步調保持一致，位移最大值出現的時間能較好吻合。

圖7 墻頂位移試驗值與計算值比較

1.4 群樁數值模型

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

2 計算結果分析

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

2.1 超孔隙水壓力

兩基礎模型內埋深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，地下連續墻比群樁模型中土體延緩20 s達到液化，且液化程度低。在震動初期，群樁模型中孔壓急劇上升，13 s時達到峰值，土體完全液化，而地下連續墻模型中孔壓上升較緩慢，33 s時孔壓才達到最大值。此外，由圖8～圖10可知，越接近地表，樁基礎中土體液化速率越快，而地下連續墻內的土體液化速率受深度變化影響較小，均比樁基礎晚。由此說明，地下連續墻基礎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 基礎變形特征

根據計算結果，將兩基礎的最終變形狀況放大50倍后如圖11所示。地下連續墻基礎由于其整體性好，剛度大，基礎本身無明顯變形，但出現不均勻沉降，有輕微傾倒，左側墻體沉降為0.02 m，右側墻體無明顯沉降。而樁基礎向左側有一定位移，并伴有傾倒，本身也存在較大變形，左側樁基沉降為0.03 m，右側沉降為0.025 m?；A具體橫向變形量如圖12所示，地下連續墻基礎變形量從基礎底端至頂部呈等比例增加，呈現出剛體變形的特征，而樁基礎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墻基礎大。

(a) 地下連續墻基礎

(b) 2×2群樁基礎

圖12 基礎橫向位移

2.3 土體側向變形

取基礎內部及兩側土體的位移情況研究場地的側向擴展(圖13)。由圖13知，由于場地為傾斜場地，傾斜角為5°，基礎兩側相同距離土體的側向變形存在差異。在兩基礎模型中，密砂層土體位移差異不大，基本無明顯側向變形。進入中砂層后，土體側向位移變化趨勢開始增強，樁基礎模型中土體側向變形大于地下連續墻基礎。由圖13(b)知，由于地下連續墻獨特的基礎型式，使墻內土芯處于封閉狀態，因而，其側向變形受基礎約束較大，位移變化同基礎本身變形相似，呈現等比例增加的趨勢。結果表明地下連續墻基礎具有較強抵抗場地土體側向變形的能力。

3 結論

基于OpenSees有限元數值模擬平臺，建立試驗受控條件下可液化場地基礎-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墻與群樁基礎在可液化場地的動力響應，得出以下結論：

(1)在地震作用下，地下連續墻基礎抑制土體有效應力

(a) 基礎左側3m 土體位移

(b)基礎內部 土體位移

(c)基礎右側3m 土體位移

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

(2)兩基礎的沉降變形存在明顯差異，液化土體側向擴展可使樁基礎發生傾倒并伴有彎曲變形，有折斷風險。地下連續墻基礎由于本身剛度較大，在地震作用下會發生不均勻沉降，出現小角傾倒。

(3)對于液化場地整體位移，地下連續墻基礎模型中土體側向變形程度相對較小。進一步表明，地下連續墻基礎具有較強抵抗土體側向擴展的能力。