塔楼结构及其支护体系抗震性能分析

黄 华，何 山，柳明亮,2，薛春亮

(1. 长安大学 建筑工程学院，陕西 西安 710061； 2. 陕西省建筑科学研究院有限公司，陕西 西安 710082)

0 引 言

随着社会经济不断发展，城市化进程逐渐加快，人口趋于饱和，城市空前拥挤，土地资源异常紧张，增加了建筑用地与道路交通之间的矛盾[1-2]。因此，城市快速路和地铁等交通设施的建设不得不邻近密集建筑区，不可避免地造成城市道路基坑与已建高层建筑毗邻，道路基坑的施工不可避免地给周边建筑物造成影响[3]。2008年汶川地震中出现大量支护结构破坏，进而被支护建筑毁坏，使地震损失进一步扩大[4]。因此，对邻近基坑结构及其支护体系在地震作用下的抗震性能和稳定性进行研究具有重要的现实意义。

排桩支护结构因具有性能优越、安全便捷、施工工期短且造价较低等特点，被广泛应用于基坑及边坡工程的支护。Jewell等[5]归纳总结了位移法、压力法、有限单元法等排桩的设计方法。Athmarajah等[6]提出设计和施工阶段需要考虑的主要因素是桩式挡土墙的稳定性，利用有限元软件预测了基坑侧壁变形，采用数值分析与理论计算相结合的方法对有超载作用的桩式挡土墙进行了稳定性分析。蒋冲等[7]建立了考虑桩基础桩侧土压力的力学及位移模型，研究隧道支护结构桩侧土的阻力特性和考虑桩-土-基坑相互作用的界面粗糙系数。Wei等[8]对膨胀土地区桩式挡土墙抗滑桩变形进行了分析，探讨了影响抗滑桩变形的主要因素，结果表明膨胀力和桩的嵌固深度是影响膨胀土地区桩变形的主要因素。Tan等[9]基于传统锚板桩结构，增加支护结构挡土高度，对新结构进行了现场试验和数值分析。Carde[10]、Kahyaoglu等[11]、Ellis等[12]采用数值模拟的方法研究了桩间距和内摩擦角对无黏性土中成排桩横向响应的影响，发现当桩距大于8倍桩径时，由于土拱效应不明显，作用在桩上的荷载随桩距的增大而增大，当相对位移超过1.2倍桩径时，作用荷载达到最大值并保持不变。

Meyerhof[13]于1953年首次提出了一个综合考虑结构-土体相互作用的近似公式来估算框架结构等效刚度。2011年，Padron等[14]提出了一个利用边界法对桩、土和上部结构直接建模的模拟方法，这区别于传统的子结构法[15-18]，一定程度上推动了桩-土-结构相互影响动力性能的研究。在过去50年中，对于桩-土-结构共同作用已有较多研究，然而考虑支护结构对上部建筑动力性能影响的研究还较为缺乏。上部结构在设计时需要考虑其抗震性能，且国内外对此均有较为深入的研究，然而仅考虑上部结构本身的抗震性能而忽略支护结构对其的影响，所得出的结果过于保守，造成严重的资源浪费。Medina等[19]运用Pardon提出的方法对21种不同结构进行了分析，结果表明考虑支护结构对上部结构作用时，地基土体刚度以及桩体类型是影响上部结构动力特性的主要因素。Nguyen等[20]基于ABAQUS分析了软土地基下桩单元类型及大小对建筑物动力性能的影响，结果表明端承桩与摩擦桩在传力机理上有很大的差别，桩身长度对建筑物动力性能影响较大，长桩与土体有更大的接触面，可以吸收更多的能量。吴琦琪等[21]基于BIOS动力方程，建立二维有限元分析程序，分析围护结构对上部结构的影响，结果表明增加围护桩桩长及桩径有利于提高上部结构的抗震性能。吴贤国等[22]基于SUPER SAP分析发现上部结构支护后其稳定性、抗倾覆和抗滑移能力均得到了明显提升。茜平一等[23]对深基坑支护后的高层建筑进行分析，同样得出此结论。

综上所述，很多学者在抗滑桩支护结构的受力机理、变形机制等支护特性和在地震作用下的抗震性能等方面做了大量的研究，其研究成果为后人进一步研究排桩支护结构的抗震性能提供了有利条件。然而，目前鲜见针对邻近开挖基坑的建筑物及其支护体系的抗震性能研究，超近基坑支护及其对结构物的抗震性能影响研究显得尤为重要。本文基于后围寨立交工程，研究超近道路基坑支护结构的抗震性能及其对邻近某塔楼结构的支护效果，为结构及其超近基坑的支护抗震设计提供参考。

1 工程特征

1.1 工程概况

西安市某塔楼结构为13层钢筋混凝土塔，如图1所示，设计等级一级。塔楼总高56 m，为正八边形，边长约7 m。基础采用地梁加桩的形式，桩与上部结构柱一一对应，共计12根桩，桩长12 m，桩径1.0 m。塔楼邻近后围寨立交工程尚航路主线两侧辅道铁路箱涵排桩挡墙工程，最近距离为3 m，属于超近基坑，支护体系采用排桩挡墙，与道路基坑支护一起，总长18.8 m，钢筋混凝土排桩桩长22 m，直径1.2 m，间距1.5 m，如图2，3所示。支护桩顶的冠梁采用整体结构，相当于在支护桩顶面浇筑了钢筋混凝土“顶板”。挡墙外侧安装12 cm厚的钢筋混凝土挡板。

1.2 工程地质条件

2 结构体系数值模型

2.1 模型建立

塔楼支护结构体系的数值模型由土体、支护桩和塔体组成，静力分析模型如图4所示。整体模型尺寸为21.6 m×31.5 m×32.5 m。基坑尺寸等参数依据工程实际参数设置，塔楼结构自重等效为均布荷载，均匀分布在基础上。支护体系顶部设置为自由边界，前后限制法向位移，支护体系左右两侧采用黏弹性人工边界[24]，在其底部输入水平单向地震波。

2.2 土体本构模型参数

土体本构模型采用Mohr-Coulomb本构关系，本构参数根据工程勘测资料和监测报告[25]得出，土层按地层岩性及物理力学性质分为4层，主要由人工填土、第四系黄土、粉砂土和砂土组成。同时参考西安地区岩土体的物理力学经验值，拟定数值模型的土体参数见表1。

2.3 结构单元参数

塔楼模型中混凝土采用弥散开裂模型，钢筋采用梁单元以及理想弹塑性本构，弹性模量为2.0×105MPa，屈服强度为400 MPa。桩及冠梁视为弹性材料，采用C30混凝土，弹性模量为3.0×104MPa，泊松比为0.2，重度为25 kN·m-3。

2.4 模型验证

分别提取基坑开挖过程中1#支护桩侧向位移、冠梁侧向位移、紧邻基坑冠梁沉降变形的数值计算值。将其与监测值对比分析，如图5所示，计算值所反映的变形趋势与监测值较为吻合。误差分析见表2～4，两者误差在可接受范围内。因此，模型可用作结构受力分析。

3 支护结构抗震性能分析

3.1 地震波选取

依据场地条件，选取El Centro波、Tangshan波、北岭地震LWD波3种水平向地震波，如图6所示，El Centro波和LWD波的持续时间为30 s，Tangshan波为20 s，El Centro波、Tangshan波、LWD波加速度峰值出现的时间分别为2.14，10.16，12.63 s。为使其满足8度抗震设防烈度的要求，对所选的地震波进行调幅处理。

表1 土体本构模型计算参数Table 1 Calculation Parameters of Constitutive Model for Soils

表2 1#桩(第3次开挖)侧向位移误差分析Table 2 Erroneous Analysis of Lateral Displacement of 1# Pile (Third Excavation)

表3 紧邻基坑冠梁(第3次开挖)侧向位移误差分析Table 3 Erroneous Analysis of Lateral Displacement of Top Beam Adjacent to Foundation Pit (Third Excavation)

表4 紧邻基坑冠梁(第3次开挖)沉降误差分析Table 4 Erroneous Analysis of Settlement of Top Beam Adjacent to Foundation Pit (Third Excavation)

3.2 地震时程反应

3.2.1 支护桩动土压力

在模型底部沿基坑开挖方向输入水平单向El Centro波，峰值0.2g，对桩体峰值动土压力进行分析。由图7可知，在El Centro波作用下，支护桩上部悬臂端桩身侧向土压力沿桩体深度呈增大趋势，峰值动土压力达到89.7 kPa，而在嵌固端峰值动土压力急剧减小。

3.2.2 支护桩位移分析

由图8可知，随高度增加，桩体侧向动位移呈增长趋势，增加速度随着桩身高度的增加呈先增大后缓和的趋势，其最大值出现在桩顶位置。

由图9可知：在0～5 s内，支护结构整体位移在初始平衡位置往复振动；在5～30 s时域内，支护结构在地震作用下位移急剧增大。根据《建筑桩基技术规范》(JGJ 94—2008)[26]规定，桩顶水平位移允许值以位移控制时取10 mm。当时间t=20 s时，排桩指向基坑方向的侧向位移累计增大到10 mm，超过规范规定的位移允许值，这时需要采取相应措施对基坑进行加固以保证基坑的安全。

3.2.3 支护桩整体位移分析

根据图6所示El Centro波加速度时程曲线，选取2.14，4.84 s时刻具有代表性的正向加速度峰值，加速度幅值分别为1.96，1.41 m·s-2；选取2.46，4.50 s时刻负向加速度峰值，幅值分别为-1.51，-1.41 m·s-2。分别提取以上时刻的排桩位移云图，如图10所示。由图10可知，排桩支护结构整体位移呈现出中间大两边小的特点。随着地震波作用时间的增加，支护结构水平位移逐渐增大，这表明边坡土体对桩体的挤压因地震波而加大，促使支护结构发生朝基坑方向的侧向位移。

3.2.4 基坑土体动位移

基坑开挖全过程中，坑底土体向上隆起的位移是重要参数指标。地震发生时，已开挖基坑底部的土体隆起位移过大，会对工程的安全以及基坑的稳定性造成影响。为清晰表现土体隆起时间的变化趋势，分别选取5，10，15，20 s时刻地震作用下的坑底位移进行分析。由图11可见，不同时间节点坑底位移变化较为明显，地震波作用10 s时基坑隆起值相比于5 s时增加了75 mm，而在作用了20 s时其隆起值相比于10 s增加了133 mm，说明地震波作用对基底的土体隆起位移有很大影响。根据《建筑基坑工程监测技术标准》(GB 50497—2019)[27]第8.0.4条规定，基坑隆起预警值为30～60 mm，当超过预警值时应当采取相应措施。根据计算，5 s时基坑隆起达到69 mm，超过了预警值，这时应当采取构造措施以保证基坑隆起在安全的范围内。

3.3 地震动参数的影响

3.3.1 地震波影响分析

按罕遇地震作用下的加速度幅值0.4g，分别输入El Centro波、Tangshan波以及LWD波，以分析不同地震波对边坡稳定性及支护结构抗震性能的影响，研究罕遇地震下支护结构的动力参数。

如图12(a)所示，不同地震波作用下，桩后动土压力沿桩身高度分布规律基本一致，且与静力作用下的分布规律趋于一致，均呈先递增后减小的变化趋势。坡体的侧向推力主要由桩嵌入岩体部分承受，因此桩后动土压力最大作用部位出现在嵌固端。随着桩身高度的增加，作用在桩体上的坡体推力逐渐变小，从而导致桩后土压力逐渐变小。不同地震波作用下的桩后峰值动土压力相差不大，同一桩身高度，在LWD波作用下的桩后土压力略大于El Centro波和Tangshan波作用下的土压力，其中桩体在Tangshan波作用下受到的桩后动土压力最小。

由图12(b)可见，桩体所受峰值动弯矩在不同地震波作用下变化趋势基本一致，均表现出沿桩身高度先增大后减小的变化规律，在桩身高度16 m处峰值动弯矩达到最大。Tangshan波的峰值动弯矩为28 200 kN·m，为三者之中的最大值，而El Centro波的峰值动弯矩只有Tangshan波的73.4%，为20 700 kN·m，LWD波作用下桩体峰值动弯矩达到了15 300 kN·m，为Tangshan波的54.3%。

3.3.2 地震波振幅影响分析

El Centro波小震、中震和大震作用下结构的动力响应参数见表5。桩后峰值动土压力影响曲线见图13，桩身动弯矩变化曲线见图14。

由图13可知：不同幅值下桩后峰值动土压力沿桩身高度变化趋势都是先递增后减小，呈现出“两头小，中间大”的特点；随地震波幅值逐渐增大，桩后动土压力也相应增大；在桩身高度8 m的位置处桩后动土压力均取得最大值，由低到高依次为150.63，159.83，172.64 kPa，增长趋势在地震波幅值从0.1g增加到0.2g的过程中较为缓慢，而从0.2g到0.4g逐渐加快。

由图14可以看出：不同地震波幅值作用下桩身动弯矩沿桩身高度均呈先递增后降低的趋势；桩身高度16 m位置处不同幅值的桩后动土压力均取得最大，当地震波幅值取0.1g时最大动弯矩为6 200kN·m，当地震波幅值增加到0.2g和0.4g时，最大动弯矩分别增加了3 900 kN·m和9 100 kN·m，涨幅逐渐增大，说明桩身弯矩受地震波幅值影响较大。

表5 各工况地震动参数Table 5 Ground Motion Parameters of Different Cases

4 支护前后塔楼抗震性能分析

4.1 加速度分析

分别输入小震、中震下El Centro波，提取塔楼的加速度时程曲线，主要楼层的加速度时程曲线见图15，16。可以看出：塔楼的加速度峰值响应在支护前与支护后变化趋势略有不同，在小震作用下，支护后各层加速度峰值基本低于支护前，顶层分别为2.465，2.110 m·s-2，第7层分别为1.621，1.884 m·s-2，第1层分别为1.299，1.065 m·s-2。在中震作用下，顶层加速度峰值响应在支护前后分别为5.018，4.435 m·s-2，第7层加速度峰值响应分别为3.932，2.972 m·s-2，第1层加速度峰值响应分别为1.544，2.140 m·s-2。

提取在8度设防烈度下支护前后塔楼各层加速度峰值放大系数，如图17所示，支护前后变化趋势基本一致。在不同地震峰值加速度下水平向加速度放大系数的变化趋势趋于一致，先随层数的增加呈递增趋势，在第6层出现降低趋势，第9层开始加速度放大系数明显增加，峰值出现在顶层。楼层相同的情况下，大震作用下的加速度放大系数最大，达到了3.35。

4.2 塔楼水平位移分析

计算分析得到支护前与支护后塔楼主要楼层的水平位移时程曲线，如图18，19所示。由图18，19可见，第1层、7层和顶层的水平位移变化趋势基本一致，具有相同的响应波形及位移峰值响应时刻。支护后响应波形及位移峰值响应时刻与支护前相比有所不同，出现位移峰值的时刻不同步，各层顶最大位移值见表6。

由表6可知，支护前随着层数的增加，塔楼的水平位移逐渐增加，在顶层时达到最大水平位移。支护前，塔楼的顶层水平位移在小震作用下为13.17 mm，在中震作用下为25.75 mm，在大震作用下为65.27 mm。支护后相应楼层位移变化规律与支护前基本一致，同样在顶层时达到最大位移。在小震作用下支护后的塔楼最大水平位移为10.96 mm，与支护前相比减小了2.21 mm；最大水平位移在中震作用下达到了27.93 mm，与支护前相比增大了2.18 mm；最大水平位移在大震作用下达到了42.64 mm，与支护前相比减小了22.63 mm。

4.3 塔楼抗震性能评估

整理塔楼各层水平位移数据并计算出塔的层间位移角θ，见图20。最大层间位移角见表7。由图20可知，在地震作用下，随着楼层的增加，支护前后塔楼的层间位移角呈递增趋势，而支护后增长速度较支护前呈放缓趋势，顶层的层间位移角最大。结构支护后，塔楼的水平位移减小，说明支护结构对塔楼稳定性起到了明显的加强。

表6 各层顶最大位移Table 6 Maximum Displacement of Each Floor Top

由表7可知：8度设防烈度下，塔在小震作用下最大层间位移角为1/418，支护后为1/420；在中震作用下最大层间位移角为1/208，支护后为1/241；在大震作用下最大层间位移角为1/100，支护后为1/100，最大值均出现在顶层，支护后塔的层间位移角略有减小，可以看出排桩挡墙对塔楼起到了良好的支护效果。

表7 支护前后8度设防烈度下位移角Table 7 Displacement Angle Under Octave Fortification Intensity Before and After Support

5 结 语

(1)在地震作用下支护结构整体的侧向位移可以划分为2个时间段：0 s≤t≤5 s，在初始平衡位置的往复振动时域；5 s

(2)在不同地震波频谱作用下，沿桩身高度分布的桩后动土压力分布规律基本一致，呈先递增后减小的凸形分布规律，峰值动弯矩在桩身16 m高度处达到最大，其中Tangshan波的峰值动弯矩最大，为28 200 kN·m，El Centro波的峰值动弯矩为20 700 kN·m，只达到了Tangshan波的73.4%，LWD波的峰值动弯矩为15 300 kN·m，只达到了Tangshan波的54.3%。

(3)峰值动弯矩出现在桩身高度为16 m处，地震波幅值为0.1g时最大动弯矩为6 200 kN·m，当地震波幅值变化到0.2g时，最大动弯矩增加了3 900 kN·m，当地震波幅值变化到0.4g时，最大动弯矩增加了9 100 kN·m，增长幅度越来越大，说明地震幅值对桩身弯矩的影响比较大。

(4)8度设防烈度下，塔在小震作用下最大层间位移角均出现在顶层，支护后塔的层间位移角略有减小，可以看出排桩挡墙对塔楼起到了良好的支护效果。