lunwengongdaseismic analysis of 200000 tonnage sheet pile wharf with relieving plat in liquefiable ground - 副本

可液化场地20万吨级卸荷式板桩码头地震反应分析（南京工业大学 岩土工程研究所，江苏 南京 210009）摘 要：地震作用下场地液化是码头结构发生破坏的主要原因之一。针对近几年国内学者提出的一种新型20万吨级卸荷式板桩码头，建立二维有限元数值模型，采用有效应力法对该码头结构进行动力时程分析，研究其在可液化场地条件下的受力变形特征以及周围土体的动力反应。首先，分析了不同地震强度(0.10g, 0.30g和0.50g)作用下前墙最大水平位移的变化规律及其原因并给出了各主要构件所受到的最大内力；其次，分析了码头周围可液化场地的加速度分布规律以及液化区域分布情况，研究成果可为该新型板桩码头在可液化场地推广应用提供参考。关键词：有效应力分析；砂土液化；卸荷式板桩码头；地震反应；中图分类号： 文献标识码： 文章编号：Seismic analysis of 200000-tonnage sheet-pile wharf with relieving platform in liquefiable groundAbstract：The liquefaction of ground is one of the main reasons for the destruction of the wharf structure under seismic action. A two-dimensional finite element numerical model is established for a new type of 200000-tonnage sheet-pile wharf with relieving platform put forward by the domestic scholars in recent years, and the effective stress method is applied to analyze the dynamic time-history of the wharf structure, its force and deformation in liquefiable ground and the dynamic response of the surrounding soil are analyzed in details. Firstly, the variation of the maximum horizontal displacement of the front wall under the action of different seismic strength (0.10g, 0.30g, and 0.50g) and its reasons are analyzed. The maximum internal forces of the main components are given. Secondly, the distribution of acceleration and liquefied area around the wharf structure are analyzed. The research findings can be helpful for the application of this new type of sheet-pile wharf in liquefiable ground.Key words: effective stress analysis; sand liquefaction; sheet-pile wharf with relieving platform；seismic response;港口作为“21世纪海上丝绸之路”的重要节点，对港口城市甚至一个国家的经济发展起到越来越重要的作用。沿海地区往往处于中到高地震烈度区。在过去的几十年里，国内外关于港口结构及其附属设施遭受地震破坏的报道屡见不鲜。如：在1995年日本阪神大地震中，神户港码头等设施损坏严重；在1999年台湾集集大地震中，台中港1号码头水平位移达1.5m；2011年日本东北部宫城县以东太平洋海域发生里氏9.0级特大地震并引发海啸，当地码头、桥梁等基础设施遭受破坏，经济损失惨重。传统的板桩码头以其结构简单、对场地条件适应性强等特点越来越受到工程界的青睐。近几年，为了使板桩码头向大型化、深水化方向发展，一种20万吨级卸荷式板桩码头被提了出来，并成功地应用于京唐港#36通用散货泊位，如图1所示。对于这种新型结构，动土压力计算时涉及复杂的柔性挡墙土拱效应、非极限状态土压力、有限填土土压力等一系列问题，已有的基于M-O法的抗震设计规范对其并不适用。此外，由于墙后填土多为松散的砂土和粉砂且含水率较高，在地震作用下极易发生液化，使得码头结构的受力与变形更为复杂。PIANC，Borg和Lai等通过对大量港口地震灾害调查发现土体液化是造成码头结构破坏的主要原因；Dewoolkar等对悬臂式挡墙进行离心机模型试验发现墙后填土超孔隙水压力大大地增加了挡墙动土压力；高晓静等也指出液化后墙后填土呈现出粘性流体的性质，使得结构物上的总压力明显增大，工程中应予以重视。针对这种新型码头结构，谭慧明等采用有限元法分析了不同强度、不同类型的地震作用下卸荷式板桩码头的内力，但未考虑超孔隙水压力的影响。 考虑到在可液化场地条件下这种20万吨级卸荷式板桩码头动力响应研究相对较少，本文采用通用有限元软件ABAQUS，并采用课题组自行开发的基于修正Davidenkov本构模型和Byrne孔压增量模型的显式子程序模块，以京唐港#36泊位卸荷式板桩码头为原型，建立二维有限元数值模型，进一步研究其在可液化场地条件下，不同强度的水平地震作用下的结构动力响应以及墙后填土超孔隙水压力发展情况，为该类卸荷式板桩码头在可液化场地推广应用提供参考。 图1 卸荷式板桩码头结构示意图(引用文献2)Fig. 1 Sketch of sheet-pile wharf with relieving platform1 模型建立1.1 码头原型介绍 码头顶面标高为4.2m，港池泥面标高为-20m，平均水位为-0.3m。前墙为现浇的T型钢筋混凝土地连墙，中间腹板高2.5m、厚0.8m，间隔为4.0m，标高从-0.8m延伸至-34.0m，两侧翼缘厚0.8m，标高从-0.8m延伸至-28.0m；混凝土承台厚1.0m，长为12.4m，顶面标高为0.2m，底部标高为-0.8m。卸荷承台由两排直径1.2m的灌注桩和前墙共同支撑，灌注桩底部标高为-38.0m。锚碇墙为钢筋混凝土地连墙，墙厚1.1m，墙顶标高3.0m，墙底标高-16.0m。锚碇墙与前墙之间采用70的钢拉杆连接，拉杆长度为45.0m。1.2 数值模型建立采用等效刚度的方法将T型墙和灌注桩等效为二维平面问题，等效后的厚度分别为1.85m和1.0m。土体和码头结构均采用四结点平面减缩积分单元模拟。在动力分析中，模型两侧采用粘弹性人工边界模拟地震波向无穷远处传播。土体和结构之间设置接触面，法向采用“硬”接触，切向摩擦系数为0.25。拉杆采用杆单元模拟，并施加50kN/m的预张拉力来反映其实际工作状态。采用Westergaard（1933）提出的附加质量法模拟海水在码头前墙上的动水压力，附加质量计算公式为：(1)式中，为海水的密度；为水深；为计算点处的水深，分析模型如图2所示。图2 卸荷式板桩码头数值模型图Fig. 2 Numerical model of sheet-pile wharf with relieving platform1.3材料本构及参数某沿海可液化场地经简化后分为墙后填土和海床土，其中墙后填土为细砂，海床土为黏土。该场区剪切波速随土层深度变化关系近似满足下式：(2)式中，为土层深度。地震荷载作用下，土体应力-应变关系采用赵丁凤等提出的不规则加卸载修正的Davidenkov本构模型描述，初始骨架曲线的表达式为：(3)其中，(4)滞回曲线的表达式为：(5)(6)(7)(8)式中，、分别为剪应力和剪应变；Gmax和gr分别为初始剪切模量及参考剪应变，最大剪切模量由计算；A和B为土的试验参数；c为加卸载转折点处的应变；符号“”在加载时取“-”，卸载时取“+”；a1和a2分别为不同深度处的修正系数；为初始有效应力，为参考围压。赵丁凤等基于Martin和Byrne提出的基本理论框架，建立了能够描述不排水条件下饱和砂土孔压增长规律的模型：(9)(10)(11) (12)式中，C1、C2、C5、m、n为与土性有关的拟合参数；tv为体积门槛剪应变；Er (kPa) 为土的回弹模量。Dr以相对密度的百分数表示。D1、D2和D3为与土性有关的拟合参数。土体液化过程中强度与刚度的衰减特征主要由土体骨架曲线不断衰退的方式来体现，表现为土骨架曲线中初始剪切模量及参考剪应变随孔压的上升而不断衰减：(13)(14)式中，Due和ue分别为孔压增量及累积孔压；a3是与土性有关的拟合参数。其中，和计算过程中涉及的ue由每循环半周下的Due叠加而得。黏土和砂土的动力特性相关参数见表1。表 1 黏土与细砂的模型参数Table 1 Physical and mechanical parameters of model soils土层密度(kg/m3)动泊松比Davidenkov模型孔压增量模型ABa1a2a3C1C2C3gtv(%)mn黏土17500.491.20.352.510-400-细砂18300.491.020.434.110-40.50.451.0510.1431.250.020.3456.689由于钢筋混凝土墙体和拉杆的模量远大于土体的模量，所以在有限元计算模型中钢筋混凝土和拉杆采用线弹性材料来模拟，其相关参数列于表2。表 2 混凝土与钢筋的模型参数Table 2 Physical and mechanical parameters of concrete and steel材料弹性模量（Pa）泊松比密度（kg/m3）混凝土2.610100.22500钢筋2.310110.1578001.4 计算过程动力显式分析在重力荷载隐式分析基础上进行，地震波采用Kobe波，输入地震动持时为30s，输入地震动的原始加速度时程和傅氏谱如图3所示。为了分析不同强度地震作用下码头结构的动力响应，将加速度时程按照式(15)进行调整：(15)式中，和分别为原加速度时程和调整后的加速度时程；和分别为原加速度峰值和调整后的加速度峰值，调整后的加速度峰值分别为0.1g，0.3g和0.5g，最大加速度发生在5.96s处，地震动输入界面处的土层剪切波速为500m/s。 图3 Kobe波的加速度时程及其傅氏谱Fig. 3 Acceleration time-history and its Fourier spectrum of Kobe wave2 计算结果与分析2.1 位移与变形分析在地震作用过程中，前墙水平位移是衡量板桩码头结构安全可靠的重要指标，过大的向海位移不仅会导致板桩码头前墙的断裂，还会导致墙后填土产生沉降，从而威胁码头其他附属设施的安全。图4a给出了不同地震强度作用下前墙顶部处的水平位移时程图(向海方向运动为负)，随着地震强度的增加，前墙顶部所能达到的最大向海水平位移分别为20.5，46.1和85.5cm，对应的时刻分别为9.02s，7.46s和7.70s。地震加速度达到峰值时（5.96s），此时惯性力达到最大值，而前墙的水平位移并未达到最大值，这说明土体的非线性对码头结构动力响应有很大的影响。图4b给出了当前墙顶部水平位移达到最大值时前墙水平位移沿深度的分布图。从图中可以看出，此时前墙向海位移都呈现出沿深度逐渐减小而非传统单锚式柔性挡墙的“弓”形变形，究其原因，由于较厚覆盖层的高频滤波和低频放大作用以及土体液化导致土体刚度软化，使得上部土体反应向长周期发展，所以结构的变形主要受周围地基土低频部分的控制，以缓慢地摇摆变形为主。随着地震强度增加，前墙顶部与底部的最大相对水平位移依此为13.4，28.2，和37.2cm，与墙高的比值分别为0.36%，0.75%，和1.0%，后两者均超过了规范（JTJ303-2016）所规定的地连墙垂直度允许偏差1/150（0.67%）。图4a 前墙顶部水平位移时程图Fig. 4a Time-history of horizontal displacement of the top of front wall图4b 前墙水平位移沿深度分布图Fig. 4b Distribution of horizontal displacement of front wall along depth2.2 码头结构内力图5a给出了不同地震强度作用下前墙截面弯矩达到最大值时墙身弯矩沿深度的分布图（弯矩以向陆侧弯曲为正，向海侧弯曲为负）。从图中可以看出静力作用下前墙存在反弯点，而在动力时程作用下当某一截面达到最大弯矩时并未出现反弯点，且出现最大弯矩的时刻基本对应于前墙顶向海位移达到最大时刻。最大弯矩所在截面均在海底泥面附近，此处在地震作用下易发生断裂存在较大的安全隐患。(a) (b) (c)图5 (a)前墙、(b)海侧桩和(c)陆侧桩弯矩沿深度分布图Fig. 5 Distribution of bending moment of: (a) front wall, (b) seaside pile, and (c) landside pile表3 码头主要构件的最大内力Table 3 The maximum internal forces of main components of the wharf 工况弯矩（kNm）轴力（kN）前墙海侧桩陆侧桩锚碇墙拉杆0.10g5970.41025.61069.2834.7384.80.30g9618.61924.72033.3982.5569.50.50g12142.82412.72392.31205.3741.2图5b和图5c分别给出了不同地震强度作用下海测桩和陆侧桩达到最大弯矩时桩弯矩沿深度的分布图。从图中可以看出，由于桩身抗弯刚度较小，海侧桩和陆侧桩均存在明显的反弯点。随着地震动强度增加，码头各构件的最大内力均有不同程度的增大，在所有构件中前墙受到的弯矩最大，不同地震强度作用下码头各个构件的最大内力列于表3。2.3 场地土加速度反应分析图6给出了不同地震强度作用下距前墙25m处地表加速度傅氏谱。对比输入地震加速度傅氏谱（图3b）可以明显看出高频部分被衰减而低频部分被显著放大。随着输入地震动强度的增加，0.20.4Hz部分傅氏谱谱值增大明显，这说明场地土体动力反应的低频部分对码头结构的受力与变形以及破坏形式的影响逐步增加。图7a给出了码头面PGA放大系数与测点到前墙距离的关系，从图中可以看出，距前墙较近的PGA放大系数明显大于较远处的PGA放大系数，这主要是因为前墙刚度较大，地基土-结构的动力相互作用明显，此外，临空面往往也会对局部地震反应产生放大效果，从而造成加速度的异常放大。从图中还可以看出，随着输入地震动强度的增加，前墙对PGA放大系数影响范围有减小的趋势，这可能与土体发生液化的程度和范围有关。图7b为距前墙25m处土层峰值加速度放大系数随深度的变化关系，从图6和图7b均可看出，随着输入地震动强度的增加，峰值加速度放大系数逐渐减小，这就给采用传统的抗震设计规范时水平地震系数的合理选取带来一定困难。图6 不同地震强度作用下地表处加速度时程及其傅氏谱Fig. 6 Time history and Fourier spectrum of acceleration at ground surface under the action of different seismic intensity图7a PGA放大系数随测点到前墙距离的变化Fig. 7a Variation of amplification factor of PGA with the distance between the measuring point and the front wall图7b 峰值加速度放大系数沿土层深度的变化Fig. 7b Variation of peak acceleration amplification coefficient with soil depth2.4 超孔隙水压力分析图8为三种不同地震强度作用结束后孔压比（记为ru）的分布云图。孔压比的计算公式如下：其中，u为超孔隙水压力；为初始有效围压；ru的取值范围在0到1之间，ru值越大表示液化程度越高。从图中可以看出，输入地震动幅值为0.10g情况下，只有前墙和海侧桩之间以及锚碇墙后局部区域发生了液化现象，其他区域的超孔隙水压力均有不同程度的提高。随着输入地震动强度的增加，发生液化区域逐渐扩大，在0.50g情况下液化区域大部分已经贯通，因而存在土体整体滑移的可能。图 8 不同地震强度作用下最终动孔压比分布云图Fig. 8 Nephogram of pore pressure ratio under the action of different seismic intensity图9a和9b分别给出了A、B两点土体的超孔隙水压力随时间的变化情况。对比两图可以看出，A点超孔隙水压力上升早且快；而B点孔压比随时间的变化曲线呈现出先慢后快再到慢的过程，其中在5-10s之间增长较快。仔细对比可以发现B点超孔隙水压力增长过程与输入地震动时程强度相对应，而A点因为距离结构物较近使得超孔隙水压力增长加快，这再次说明码头结构物的存在会对周围土体的动力反应产生一定的放大