復(fù)合式抗滑樁的受力分析

復(fù)合式抗滑樁的受力分析

1基于有限元理論的強(qiáng)度折減計(jì)算在邊板和防滑反滑和跟蹤技術(shù)中，“t”型和“h”型復(fù)合滑動(dòng)樁越來越受應(yīng)用。因?yàn)樗鼈兊目傆捕群涂够远己軓?qiáng)。但是這類樁大多結(jié)構(gòu)相對(duì)較復(fù)雜(力學(xué)上多屬高次超靜定結(jié)構(gòu))、受力形式或荷載分配尚存爭議、樁土相互作用關(guān)系復(fù)雜,傳統(tǒng)方法在計(jì)算其內(nèi)力時(shí)常常面臨較大困難。隨著有限單元法和基于有限元理論的強(qiáng)度折減法在工程上的廣泛應(yīng)用,為求解這類復(fù)式抗滑樁的內(nèi)力提供了一種途徑。本文以某隧道進(jìn)口岸坡的復(fù)式抗滑樁為例,探討采用有限元強(qiáng)度折減法求解樁身內(nèi)力的可行性,并分析樁土相互作用機(jī)理。在建的某高速公路隧道位于大渡河右岸一單薄條形山脊上,隧道進(jìn)口與一大型橫跨大渡河的橋梁相連(圖1)。為保證公路順利進(jìn)洞,設(shè)計(jì)過程中提出對(duì)隧道進(jìn)口岸坡分五級(jí)放坡,自下而上一、二級(jí)坡比為1∶1.75,第三級(jí)坡比為1∶1.5,第四、五級(jí)(隧道仰坡)坡比為1∶0.75(圖2)。岸坡出露的地層巖性為第四系上-中更新統(tǒng)冰積、冰水堆積成因的碎塊石土(Qgl+fgl2+32+3gl+fgl),其水平厚度可達(dá)50余m,豎直厚度可達(dá)30～40m,總方量約400萬m3,下伏基巖為震旦系流紋巖(Zs~kaas~k)(圖1、2)。岸坡穩(wěn)定地下水位線埋深較深,據(jù)鉆孔揭露各孔均為干孔,隧道進(jìn)口部位深至基覆界限以下3個(gè)鉆孔均未見地下水出露。2岸壁穩(wěn)定性評(píng)價(jià)2.1基于anasis的穩(wěn)定參數(shù)岸坡自然坡度約30°～40°,天然狀態(tài)下,岸坡未見變形跡象,根據(jù)岸坡巖性組合及岸坡結(jié)構(gòu)特征,并結(jié)合基于剛體極限平衡理論Morgenstern-price條分法搜速結(jié)果,確定自然岸坡最危險(xiǎn)失穩(wěn)破壞面有兩條(圖3、圖4),岸坡各巖土體物理力學(xué)參數(shù)如表1,自然岸坡穩(wěn)定性計(jì)算結(jié)果如表2(采用Geoslope軟件),計(jì)算過程中對(duì)于暴雨工況,考慮滑面以上1/4巖土體飽水,考慮孔隙水壓力,不考慮滲透壓力。另外采用有限元強(qiáng)度折減法也可以得到自然岸坡在各工況條件下的穩(wěn)定性系數(shù)及最危險(xiǎn)滑面形態(tài)。以本工程為例,采用大型有限元軟件ANSYS,計(jì)算過程中巖土體采用Plane183號(hào)單元模擬,破壞判據(jù)采用鄭穎人院士在文獻(xiàn)1中提出的“以有限元靜力平衡計(jì)算不收斂作為邊坡整體失穩(wěn)的標(biāo)志”。暴雨工況條件下考慮冰水堆積體下部1/4處于飽水狀態(tài),計(jì)算過程中考慮孔隙水壓力,不考慮滲透壓力。經(jīng)強(qiáng)度折減法計(jì)算,天然工況當(dāng)折減系數(shù)為1.12時(shí)計(jì)算結(jié)果不收斂,暴雨工況斜當(dāng)折減系數(shù)為1.05時(shí)計(jì)算結(jié)果不收斂,岸坡塑性破壞區(qū)(最危險(xiǎn)潛在滑面)特征如圖5,根據(jù)折減系數(shù)的定義,可以認(rèn)為岸坡天然狀態(tài)穩(wěn)定性系數(shù)為1.12,暴雨工況穩(wěn)定性系數(shù)為1.05。根據(jù)上述分析和計(jì)算,自然岸坡最危險(xiǎn)滑面形態(tài)為前緣和中部沿基覆界線,后緣切穿冰水堆積體。計(jì)算結(jié)果表明自然岸坡天然狀態(tài)處于基本穩(wěn)定狀態(tài),暴雨條件下處于欠穩(wěn)定狀態(tài)。2.2穩(wěn)定性驗(yàn)算模型根據(jù)對(duì)開挖岸坡的坡體結(jié)構(gòu)、巖性組合以及相關(guān)計(jì)算表明,由于開挖后岸坡下部冰水堆積體顯著變薄,其最危險(xiǎn)失穩(wěn)破壞面有兩條(圖6、圖7)。分別采用基于剛體極限平衡理論的M-P法和強(qiáng)度折減法可得到開挖岸坡各工況條件下的穩(wěn)定性系數(shù)如表3。圖8為采用強(qiáng)度折減法得到的開挖岸坡最危險(xiǎn)滑動(dòng)面形態(tài),可以看出它與M-P法得到的潛在滑面1基本一致。根據(jù)上述分析和計(jì)算,開挖岸坡最危險(xiǎn)失穩(wěn)破壞面為前緣在隧道進(jìn)口下部冰水堆積體明顯變薄部位形成剪出口,中部沿基覆界線,后緣開口位于岸坡上部簡易公路處。計(jì)算結(jié)果表明開挖岸坡天然狀態(tài)下處于欠穩(wěn)定狀態(tài),暴雨條件下處于不穩(wěn)定狀態(tài)。3基于接觸問題的有限元計(jì)算方法根據(jù)開挖邊坡穩(wěn)定性計(jì)算結(jié)果以及破壞面形態(tài),同時(shí)考慮到隧道外接跨河大橋?qū)吰伦冃慰刂频奶厥庖?提出在開挖隧道進(jìn)口下部,剪出口上部布設(shè)兩排抗滑樁,并用橫梁將兩排樁頂部進(jìn)行連接,提高支擋結(jié)構(gòu)物整體剛度,兩排樁樁長分別為27m和30m,截面尺寸為2m×3m,橫梁長度為6.5m,截面尺寸為2m×3m,另外對(duì)抗滑樁上部兩級(jí)仰坡分別采用5排,長10m和15m的錨桿進(jìn)行錨固處理,如圖9。由于現(xiàn)有的傳統(tǒng)方法在計(jì)算上述設(shè)計(jì)中復(fù)式抗滑樁的內(nèi)力存在較大困難,因此如何確定這種復(fù)式抗滑樁的內(nèi)力成為制約該設(shè)計(jì)方案可行性與否的重要因素。要計(jì)算樁身內(nèi)力,首先要能夠確定出作用在抗滑樁上的巖土推力設(shè)計(jì)值大小,目前工程上計(jì)算巖土推力設(shè)計(jì)值主要有兩種方法,一種是將巖土抗滑力除以工程要求的安全系數(shù),即按式1求解,稱之為強(qiáng)度折減安全系數(shù)法;另一種是將巖土下滑力乘以工程要求的安全系數(shù),即按式2求解,稱之為荷載增大安全系數(shù)法。F=Rs?RtK(1)F=K×Rs?Rt(2)F=Rs-RtΚ(1)F=Κ×Rs-Rt(2)式中:F為巖土推力設(shè)計(jì)值;Rs為巖土下滑力;Rt為巖土抗滑力;K為安全系數(shù)。鄭穎人院士在文獻(xiàn)2中已論證了按式(1)計(jì)算巖土推力設(shè)計(jì)值的合理性。按照這一思路,可采用有限元強(qiáng)度折減法,將折減系數(shù)取為工程要求的安全系數(shù),此時(shí)作用在樁身受荷段(破壞面以上樁身)的節(jié)點(diǎn)荷載即為巖土推力設(shè)計(jì)值,此時(shí)計(jì)算所得的樁身內(nèi)力即為在設(shè)計(jì)巖土推力作用下樁身內(nèi)力設(shè)計(jì)值。以上述工程實(shí)例為例,采用大型有限元軟件ANSYS,計(jì)算過程中巖土體采用Plane183號(hào)單元模擬,抗滑樁和橫梁采用Beam3單元模擬,錨桿采用Link1單元模擬,樁土之間采用共節(jié)點(diǎn)但材料類型不一樣的連續(xù)介質(zhì)模型,計(jì)算過程中采用的工況為暴雨工況,巖土體參數(shù)如表1。開挖和支護(hù)采用單元的“生死”來實(shí)現(xiàn)。所謂單元“殺死”,就是將單元?jiǎng)偠染仃嚦艘砸粋€(gè)很小的因子(10-6),死單元的荷載將為0,從而不對(duì)荷載向量生效。同樣,死單元的質(zhì)量也設(shè)置為0,單元的應(yīng)變?cè)凇皻⑺馈钡耐瑫r(shí)也將沒為0。與上面的過程相反,樁和錨桿的施加采用單元的“激活”來模擬,并不是將單元增加到模型中,而是重新激活它們,其剛度、質(zhì)量、單元荷載等將恢復(fù)其原始的數(shù)值,重新激活的單元沒有應(yīng)變記錄,所有單元都要事先劃分好。有限元計(jì)算分3步:(1)計(jì)算未開挖前的初始應(yīng)力場;(2)開挖,殺死要開挖的士體單元,同時(shí)激活樁、錨桿和橫梁單元;(3)取巖土體強(qiáng)度參數(shù)折減1.25(工程要求的邊坡安全系數(shù))后計(jì)算作用在樁背上的巖土推力,并計(jì)算樁身內(nèi)力。根據(jù)這一方法,計(jì)算得當(dāng)折減系數(shù)取為工程要求的安全系數(shù)(1.25)時(shí),作用在內(nèi)側(cè)抗滑樁上的巖土水平推力為4.64×106N·m-1,推力分布如圖10,作用在外側(cè)抗滑樁上的巖土推力為5.09×103N·m-1,推力分布如圖11。同時(shí)可求得內(nèi)側(cè)樁最大彎矩為7.61×105N.m,出現(xiàn)在樁頂位置,外側(cè)樁最大彎矩為1.07×106N.m,出現(xiàn)在距樁頂16.06m處,橫梁最大彎矩為1.03×106N.m,出現(xiàn)在與外側(cè)樁連接點(diǎn)處,彎矩分布如圖12;內(nèi)側(cè)樁最大剪力為4.85×105N,出現(xiàn)在距樁頂14m處,外側(cè)樁最大彎矩為2.94×105,出現(xiàn)在距樁頂17.9m處,橫梁最大剪力為1.52×106N,剪力分布如圖13。計(jì)算結(jié)果表明,經(jīng)過按設(shè)計(jì)方案支護(hù)后,當(dāng)折減系數(shù)為1.25時(shí),有限元計(jì)算仍能夠收斂,此時(shí)岸坡塑性區(qū)分布如圖14所示,進(jìn)一步增大折減系數(shù)至1.28時(shí),有限元計(jì)算不收斂,岸坡塑性區(qū)分布如圖15,根據(jù)強(qiáng)度折減法理論,表明經(jīng)過支護(hù)后岸坡穩(wěn)定性系數(shù)提高至1.28,能夠滿足工程穩(wěn)定性要求。4樁身受力分析從圖10、圖11可以看出,直接作用于兩排抗滑樁上的巖土推力存在顯著差別,作用內(nèi)側(cè)樁背的推力達(dá)4.64×106N·m-1,幾乎是作用于外側(cè)樁背推力的10倍,呈弓形分布。但據(jù)樁身及橫梁內(nèi)力分布圖,內(nèi)側(cè)樁和外側(cè)樁的內(nèi)力分布又大致相當(dāng),甚至外側(cè)樁的彎矩還稍大,可見兩排樁頂部的橫梁主要起傳力和分布荷載的功能,因而導(dǎo)致在橫梁上(尤其是橫梁兩端和中部)出現(xiàn)較大彎矩和剪力(圖12、13)。另外從圖16所示的樁身撓度特征來看,兩排樁樁身在荷載作用下的轉(zhuǎn)動(dòng)變形比較協(xié)調(diào),包括撓度曲線、最大撓度出現(xiàn)位置和轉(zhuǎn)角大小都大體相當(dāng)。綜合上述對(duì)這種“П”形復(fù)式抗滑樁的推力分布特征、內(nèi)力分布特征和變形特征表明:(1)抗滑樁系統(tǒng)后部的巖土體推力首先作用于內(nèi)側(cè)樁上,直接作用于外側(cè)樁上的巖土體很小,幾乎可以忽略不計(jì);(2)兩排樁之間主要通過樁頂橫梁進(jìn)行荷載傳遞和分配,從而充分發(fā)揮兩排樁協(xié)同抗滑的能力,同時(shí)橫梁還很好地起到協(xié)調(diào)兩排樁樁身變形的作用,提高整體抗變形能力;(3)由于樁頂橫梁這種特殊的分配荷載和協(xié)調(diào)變形的功能,使得在橫梁上出現(xiàn)較大的彎矩和剪力,有時(shí)這些剪力和彎矩較樁身還要大,因此在設(shè)計(jì)時(shí)應(yīng)充分重視,尤其是橫梁兩端與樁頂?shù)倪B接處和中部的配筋設(shè)計(jì)。5基于單元法的試驗(yàn)對(duì)比對(duì)于這種“”形復(fù)式抗滑樁,由于其結(jié)構(gòu)的超靜定性,傳統(tǒng)方法在計(jì)算其內(nèi)力時(shí)往往需要先確定作用于樁身的巖土推力、樁底支撐條件以及樁身和橫梁的變形曲線方程,而這些在現(xiàn)階段無論是理論推導(dǎo)還是試驗(yàn)數(shù)據(jù)的總結(jié)仍存在較大困難,因此使得傳統(tǒng)方法在求解這種高次超靜定復(fù)式抗滑樁系統(tǒng)的能力時(shí)往往存在這樣或那樣難以克服的困難。有限單元法和強(qiáng)度折減法的結(jié)合為解決這