高烈度地震区椅式抗滑支挡结构抗震性能研究

胡会星 李宁 任华锋

中铁二院工程集团有限责任公司 成都610031

引言

西南山区铁路工程的建设受选线线型、车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过［1］。而西南山区地质条件复杂多变，新构造运动活动造成区域地震频发，大部分线路位于7～8 度区，局部甚至位于9 度区［2］。

陡坡地段路基一般采用抗滑挡墙、抗滑桩、锚杆挡墙等进行加固，当外侧填方高度大于8m时，特别是位于高烈度地震区时，采用普通支挡结构存在抗滑能力不足、支挡结构变形大等问题。此外，靠山侧坡面若存在松散堆积体时，在频繁地震及降雨相互作用下，松散物质易形成坡面泥石流，在运营期间，存在泥石流上道的风险。若选择抗滑明洞方案，在高地震烈度作用下，陡坡地段明洞存在抗滑能力不足，易发生偏移等病害，因此常在明洞靠山侧设置锚索桩进行联合加固［3，4］。椅式桩板墙在兰渝客专、叙大铁路等陡坡地段得到了应用，其综合了埋入式桩板结构、悬臂式桩板墙与双排抗滑桩的技术特点，利用刚架桩-简支板-岩土体三者之间的协同作用满足路基的强度与变形要求，具有刚度大、变形控制好等特点，但目前的研究主要集中于静力作用下其受力性能和变形特性，结构内力计算也是基于静力状态下的，对椅式桩板墙结构的动力特性未做研究［5-8］。若将椅式桩设置于明洞下方，与明洞、锚索桩组成一个复合支挡结构，其复合支挡结构的动力特性、控制变形能力等国内外未见研究。

本文依托于某铁路DK160 +100～+300 陡坡地段实际案例，创新性提出了椅式桩板墙+明洞+锚索桩的椅式复合抗滑支挡结构，基于有限元软件建立了三维结构模型，重点分析在复合结构中的椅式桩板墙和锚索桩横向高烈度地震作用下（Ag＝0.4g）结构的变形特性和内力响应，得到了其峰值内力分布曲线，提出了该结构的优化补强建议，研究成果对技术人员认识该复合抗滑支挡结构的受力机制是有益的。

1 工程概况

某铁路DK160 +100～+300 里程范围位于陡坡地段，为半填半挖通过，左侧最大填方高度为12m，右侧最大挖方高度为14m。本段地面横坡最大约43°，线路左侧为既有国道、河道等，右侧上方分布破残积、泥石流成因的松散堆积体，松散堆积体主要以角（圆）砾土、碎石土等为主，分选差，厚度约5m～20m，基岩为花岗岩。本工点地震动峰值加速度为0.4g。若采用顺坡桥通过，桥梁需按罕遇地震0.8g进行设计，则面临桥梁梁体竖向位移过大且右侧坡面松散体在高地震烈度作用下形成坡面滑塌撞击桥墩的风险；若采用普通的陡坡路基通过，也同样面临右侧坡面物质上道的风险，因此在此提出了一种左侧椅式桩板墙（主桩、副桩、横梁）+明洞+右侧锚索桩（设置两排锚索）的复合抗滑支挡结构，具有结构受力形式明确、抗震性能好、变形小等优点，如图1所示。

2 数值计算模型

2.1 模型尺寸及岩土体参数

本文选取DK160 +150 断面处的复合抗滑支挡结构进行计算，桩纵向间距为6m，结构尺寸如表1 所示，三维计算模型如图2 所示。

表1 结构尺寸（单位：m）Tab.1 Structure size（unit：m）

图2 椅式复合抗滑支挡结构三维模型大样图Fig.2 Detailed drawing of three-dimensional model of chair-type composite anti-sliding retaining structure

本文基于ABAQUS有限元软件建立复合抗滑支挡结构三维模型，主体模型长度取为173m，由于动力计算需要使用无限元，因此在模型两侧各施加87m 的无限元，故模型总长度为260m。模型高度根据原设计图纸，取为100m，其中桩顶以上坡高为50m。锚索分为锚固段与自由段，施加预应力50t，自由段与锚固段长度与设计图纸一致，自由段横截面积为0.001m2，锚固段横截面积为0.013m2。对桩、混凝土和基岩采用弹性本构模型；对堆积体采用以Mohr-Coulomb 准则为屈服准则的理想弹塑性模型，并通过室内直接剪切试验得到了黏聚力和内摩擦角，确定各材料参数如表2 所示。

表2 模型的物理力学参数Tab.2 Physical and mechanical parameters of model

2.2 地震动输入及边界条件

由于本工点范围现有地震记录部分时段缺少合适的地震动峰值加速度为0.4g 的时程曲线进行结构动力分析，因此本次计算需采用人工合成方法得到地震波用于结构计算，输入地震动峰值加速度为0.4g，方向为x 向，其原波长达54s，为节省计算时间，取前45s进行计算，为保证模型最终计算时刻位移和速度为0，对前45s 的地震波进行基线修正，同时为控制单元尺寸，滤掉50Hz以上的高频波，经过滤波和基线修正的输入波如图3 所示。为防止边界上地震波的反射，在模型左右两侧设置无限元边界，模型采用两跨12m，因此在分析过程中始终限制模型前后侧的位移，静力分析时限制底部三个方向的位移，动力计算则放开底部水平方向位移。

图3 基线修正和滤波后的波形图Fig.3 Waveform after baseline correction and filtering

3 数值计算结果分析

3.1 结构位移响应

为监测复合抗滑支挡结构在地震动峰值加速度0.4g 作用下的变形情况，在椅式桩桩顶、锚索桩桩顶及明洞顶部布置了监测点，监测点位置如图4 所示，A1～A2位于椅式桩顶，A3 位于明洞顶，A4～A5位于锚索桩顶。

图4 A1～A5 监测点布置位置示意Fig.4 Layout and location diagram of A1～A5 monitoring Points

由于模型完全对称，A1 与A2，A4 与A5 的动位移响应完全一致，因此仅考虑A1、A4 和A3处的位移响应。图5a为A1 监测点位移响应情况（负值为远离坡面侧），即椅式桩桩顶的位移响应情况，其最大负向位移为120.38mm，主桩长为30m，位移为桩长的0.4%，满足规范要求。图5b为A4 监测点位移响应情况（负值为远离坡面侧），即锚索桩桩顶的位移情况，其最大负向位移为161.44mm，锚索桩长为30m，位移为桩长的0.54%，满足规范相关要求。图5c 为明洞顶部A3 监测点位移情况，最大负向位移为154.80mm，最大正向位移为110.23mm。将A1和A4 处的位移与规范限值对比列入表3。

表3 桩顶位移动力响应情况与规范限值对比Tab.3 Comparison of dynamic response of pile top displacement with code limits

图5 位移响应时程曲线Fig.5 Displacement response time history curve

同时在锚索锚头处及自由段、锚固段分界点处布置了监测点，分析锚索在地震荷载下的受力状态，M01、M02为第一排锚索（桩顶自上而下），MI1、MI2为第二排锚索，监测点布置如图6 所示。

图6 锚索监测点布置位置示意Fig.6 Schematic diagram for layout and location of anchor cable monitoring points

通过监测锚索锚头和自由段、锚固段分界点的位移响应情况，可较直观地得到动力作用过程中锚索的受力状态（张拉力增加或者张拉力减少）。图7a为第一排锚索M01 交界点与锚固点的相对位移，值为正时，锚索张拉力增加，由图可知在振动过程中第一排锚索基本一直都处于张拉力减少的状态，且从震后残余位移来看，锚索受力均有所减少，因此在设计中可将第一排锚索初始张拉力适当加大至60t。

图7 动位移响应情况Fig.7 Dynamic displacement response

由图7b可知在振动过程中第二排锚索基本一直都处于张拉力增大的状态，且从震后残余位移来看，锚索受力均有所增加，因此在设计中可将第二排锚索初始张拉力适当减少至40t。

3.2 结构内力响应

本文仅分析结构在地震荷载作用下其峰值内力，该时刻为结构最危险时刻。根据前面位移响应情况，可以确定椅式桩桩顶A1 测点在t ＝22.79s时，位移响应达到负峰值为-120.38mm，复合结构内力最大，此时，椅式桩的主桩、副桩以及横梁的内力分布曲线如图8 所示。

图8 椅式桩内力分布（t ＝22.79s）Fig.8 Stress distribution diagram of crossbeam in chair-shaped pile（when t ＝22.79s）

由图8a、b可知，椅式桩结构在地震荷载作用下，其主桩桩身弯矩呈Ω 型，全桩靠山侧受拉，最大值位于横梁下部约5m 处，大小约14730kN·m，因此需在主桩与横梁连接处设置较多竖向主筋抗弯；其桩身剪力呈S 型，最大值位于横梁上部约2m处，大小约4273kN。

由图8c、d可知，椅式桩结构在地震荷载作用下，其副桩桩身弯矩也呈Ω型，全桩靠山侧受拉，最大值位于桩身中部偏上处，大小约19160kN·m，较主桩弯矩大，因此需在副桩中部附近设置较多竖向主筋抗弯；其桩身剪力呈S型，最大值位于桩梁节点附近，大小约7885kN，因此需在副桩与横梁连接处设置较多箍筋抗剪或加大副桩截面。

由图8e、f可知，椅式桩结构在地震荷载作用下，其横梁弯矩和剪力均呈正弦分布，正负弯矩基本对称，最大值约5018kN·m；但其剪力峰值偏大，大小约9357kN，位于横梁与副桩连接处，因此需在横梁与副桩连接处设置较多箍筋抗剪或设置倒角增加截面进行抗剪。

由图9 可知，锚索桩在地震荷载作用下，其桩身弯矩呈Ω型分布，全桩靠山侧受拉，最大值位于桩身中部，最大值约37750kN·m，弯矩峰值偏大，因此需在桩身增设多排锚索以减少桩身弯矩；其桩身剪力呈S 型，正负剪力峰值基本相当，大小约6606kN。

图9 锚索桩内力分布（t ＝22.79s）Fig.9 Stress distribution diagram of anchor pile（when t ＝22.79s）

4 结论

本文通过选取DK160+150断面处的复合抗滑支挡结构，基于三维有限元软件，分析该复合抗滑支挡结构在高烈度地震区（动峰值加速度为0.4g）其位移及内力动力响应，主要得出以下结论：

1.在横向地震荷载作用下，复合抗滑支挡结构最大位移发生在锚索桩顶部，最大值为161.44mm，位移峰值为桩长的0.54%，满足规范（≤1%）限值要求，说明该复合抗滑支挡结构抗震性能较好。

2.通过监测锚索锚头和自由段、锚固段分界点的位移响应结果得出，在振动过程中，锚索桩顶第一排锚索基本一直都处于张拉力减小的状态，第二排锚索处于张拉力增大的状态，因此在设计中可将第一排锚索初始张拉力适当加大至60t，第二排锚索初始张拉力适当减少至40t，以提高锚索在地震作用下其长期受力性能。

3.椅式桩结构在地震荷载作用下，其主桩、副桩桩身弯矩均呈Ω型，剪力呈S型，弯矩峰值位于副桩桩身中部偏上，最大值为19160kN·m；剪力峰值位于副桩与横梁连接处，最大值为7885kN，因此需在副桩中部附近设置较多竖向主筋进行抗弯，并在副桩与横梁连接处设置较多箍筋抗剪或加大副桩截面。横梁弯矩和剪力均呈正弦分布，正负弯矩基本对称，最大值约5018kN·m；但其剪力峰值偏大，大小约9357kN，位于横梁与副桩连接处，因此需在横梁与副桩连接处设置较多箍筋抗剪或设置倒角增加截面进行抗剪。

4.锚索桩在地震荷载作用下，其桩身弯矩呈Ω型分布，剪力呈S型，弯矩峰值位于锚索桩身中部，最大值为37750kN·m；正负剪力峰值基本相当，大小约6606kN。锚索桩弯矩峰值偏大，因此需在桩身增设1～2 排锚索以减少桩身弯矩。