排水樁加固及動力荷載強度對可液化地層中盾構隧道動力響應的影響*

馮 義

(中鐵第一勘察設計院集團有限公司,710075,西安∥高級工程師)

隧道工程作為大型地下結構工程之一,其穿越可液化地層時面臨著較大的液化破壞風險[1],隨著近年來地下工程的不斷發展,隧道的動力響應研究受到越來越多的關注。

文獻[2]進行了飽和砂土地層中隧道結構動力離心模型試驗;文獻[3]針對可液化地基中車站結構周邊地基的液化區分布特性及其位移矢量場,進行了數值模型分析;文獻[4]針對盾構隧道穿越液化地基的動力破壞風險,進行了小型振動臺試驗研究;文獻[5]開展了砂土地基振動臺試驗;文獻[6]針對加拿大某沉管隧道砂土液化問題,開展了動力離心機試驗。

UBC3D-PLM本構模型能很好地描述飽和土層液化特性。文獻[7-11]利用該模型對可液化層的動力響應進行了研究。本文依托上海軌道交通崇明線工程(以下簡稱“崇明線工程”),利用Plaxis2D巖土數值模擬軟件,基于UBC3D-PLM土體本構建立數值模型,分析評價排水樁加固措施的效果及范圍,并探究不同動力強度下隧道穿越可液化地層的動力響應。

1 工程概況

崇明線工程線路起自上海市浦東新區金橋地區,終于上海市崇明區陳家鎮,是一條快速聯系崇明島、長興島和上海城區的市域線,跨越長江入海口。崇明線工程的地理位置示意圖如圖1所示。崇明線工程線路長約40.82 km,共設8座地下站,線路設計速度為120 km/h。

圖1 崇明線工程地理位置示意圖

本文研究的范圍為崇明線工程的崇明島陸域段地下盾構區間(以下簡稱“崇明地下段”),具體范圍為3#大小盾構轉換井—陳家鎮站—東灘站—高架起點。崇明地下段采用的盾構管片直徑為6.9 m,環寬為1.5 m。崇明島為長江入海口沖積形成,為我國第三大島,地質條件特殊而復雜。擬建場地在20 m深度范圍內有飽和的可液化砂質粉土層,面臨著地震作用下的破壞及上浮等風險。

2 模型的參數選取及驗證

本研究使用Plaxis2D軟件來進行數值模擬,其中,可液化的砂質粉土層采用UBC3D-PLM本構模型,上覆粉質黏土層及下部黏土層采用M-C(Mohr-Coulomb)本構模型,隧道采用線彈性本構模型進行模擬。

2.1 本構模型參數的選取

材料主要參數如表1所示。

表1 材料主要參數

UBC3D-PLM模型是一個非線性彈塑性模型,能通過捕捉砂土或黏土的地震液化行為來累積塑性應變和孔隙水壓力。該本構模型在本文數值模擬中所采用的其他參數按照關聯公式推出。關聯公式如表2所示[7,10-13]。

表2 校準參數UBC3D-PLM模型的關聯公式

2.2 模型驗證

本文通過對實際工程的數值模擬來驗證模型的可靠性和有效性。

1971年美國加利福尼亞洲San Fernando地區發生6.6級大地震。San Fernando大壩地基場地的基巖為膠結不良的礫巖或粗粒砂巖,在地震作用下發生土體液化,導致大壩主體被破壞,出現潰壩現象。本文選擇San Fernando大壩液化潰壩的實際工程案例,根據大壩實際土層和尺寸進行數值建模。

San Fernando大壩主要土層包括基巖、沖積土、水力沖填土及黏土心墻。San Fernando大壩模型尺寸如圖2所示。大壩整體跨度為100 m,高度為25 m,坡度為1∶2;基巖整體長度為300 m,高度為10 m。通過在模型底部設置線位移和位移乘子來模擬大壩所受的地震作用。使用El-Centrol加速度譜施加激勵,峰值加速度為0.6g(g為重力加速度)。模型兩側為自由場約束,底部為固定約束。大壩上游水位為15 m,下游水位為-1 m。

圖2 San Fernando大壩數值模型尺寸

大壩各處表面位移的數值計算結果與實際結果對比如圖3所示。由圖3可見,數值模擬結果與實際測量結果數值相差不大,二者規律基本吻合。這說明UBC本構模型能較好模擬出砂土液化的現象,能對砂土地基液化中的結構物變形進行分析。

a) 水平位移

3 崇明線工程的建模與計算

3.1 模型建立

崇明線工程的數值模型尺寸如圖4所示。模型長度為75 m,深度為35 m,隧道直徑為6.9 m,模型全局水位線設置在地表處,隧道和砂質粉土地基之間使用默認的接觸面來模擬隧道-土之間的相互作用。

圖4 崇明線工程數值模型尺寸

建模時,Plaxis2D軟件使用15節點三角形平面應變單元自動來創建網格。網格的生成主要考慮土層、結構物、外部荷載及邊界條件。為了平衡結果精度和計算時間,需要劃分合適的網格尺寸。由文獻[13]可知,若要準確模擬動力荷載的傳播過程,就需限制網格的平均尺寸。文獻[13]建議,平均單元尺寸Δ應小于等于輸入波最高頻率分量相關波長λ的1/8,即:

(1)

式中:

vs,min——最低剪切波速;

fmax——輸入波最高頻率。

3.2 計算結果分析

3.2.1 排水措施的加固動力響應

為對比排水措施效果,本文對比分析了隧道不采取排水加固措施及隧道兩側采用排水樁加固(僅考慮其排水性能)兩種工況下的模型動力響應。

Plaxis2D軟件會根據應力點的超孔壓比來判斷該點是否液化。圖5為崇明線工程可液化層的液化點圖。由圖5可知:不采用排水措施工況下,隧道四周土體液化現象明顯;在隧道兩側采用排水措施的工況下,僅在上部隧道存在較為密集的液化點,排水體周圍幾乎不發生液化現象。這可以說明采用排水措施有效限制了動力荷載作用下可液化層液化現象的發生。

a) 不采用排水措施工況

在隧道兩側采用排水樁加固的工況下,可液化土層內不同深度位置(P1、P2、P3、P4)處的超孔壓比時程曲線如圖6所示。P1、P2、P3、P4距隧道的水平距離為12 m,埋深分別為28、18、12、6 m。可以看出:采用排水加固措施后,可液化土層內僅在淺層發生了較大的超孔壓累積,而隧道深度附近可液化層內的孔壓比上升較慢。

圖6 采用排水樁措施工況超孔壓比時程曲線

在隧道同一深度的可液化地層中,選擇距一側排水樁的不同距離s(s取2、4、6、8 m)設置觀測點,最終得到不同s處的超孔壓時程曲線,如圖7所示。

圖7 不同s處的超孔壓比時程曲線

由圖7可見:隨著s的增大,超孔壓比的峰值開始逐漸增大,分別對應0.40、0.55、0.90和1.00;當s=6 m時,超孔壓無明顯消散過程;s=2 m和s=4 m處的超孔壓比峰值較小,而s=6 m和s=8 m處的超孔壓比峰值明顯增大。這說明排水措施具有抗液化作用,且在s≤4 m范圍內的作用效果明顯。

3.2.2 不同動力荷載強度下的動力響應

為分析不同強度動力荷載下的可液化地基動力響應,本文設計了加速度峰值不同的4種動力荷載,其加速度峰值a分別為0.05g、0.10g、0.20g和0.30g。本文對典型的P1、P2及P4處超孔壓比進行分析,得到不同a下不同深度處的超孔壓比時程曲線如圖8所示。

a) P1處

由圖8可見:a= 0.05g時,可液化土層在各深度處超孔壓比于20 s左右達到峰值;a=0.10g時,在7 s左右超孔壓比達到峰值;a= 0.20g及a= 0.30g時,在2.5 s左右超孔壓比達到峰值;不同動力荷載強度下的超孔壓比峰值基本相同,其中上部土層中超孔壓比峰值達到1.24,中部土層中超孔壓比峰值達到1.22,下部土層中超孔壓比峰值達到0.93。說明不同動力荷載強度條件主要對超孔壓積累和增長模式產生有影響,隨著a的增大,超孔壓累積的速率越快,超孔壓比達到峰值的時間就越短。

a為0.05g、0.10g和0.20g工況之間的超孔壓累積速率差異明顯:a=0.20g和a=0.30g整體差異較小;a超過0.20g后,可液化層超孔壓比積累增長規律基本一致。這表明:動力荷載強度低于某一閾值時,動力荷載強度就不足以使得可液化土層的超孔壓達到峰值,但隨著動荷載強度的增大,可液化土層超孔壓比達到峰值的時間越短;而動力荷載強度達到某一閾值后,可液化土層超孔壓比累積增長規律基本一致。

4 結論

1) 利用Plaxis2D巖土工程有限元分析軟件,建立UBC3D-PLM本構模型,可有效模擬可液化地層中的孔壓動力響應。

2) 隧道兩側采用排水樁加固措施,能有效限制動力荷載作用下可液化土層發生液化現象,且在排水設施一定范圍內的防液化作用效果顯著。

3) 動力荷載強度對超孔壓積累和增長模式有較大影響。當a達到0.20g后,可液化土層超孔壓比累積增長規律基本一致,均在2.5 s時達到完全液化狀態,并且超孔壓比隨著振動荷載作用時間的增加而趨于穩定。