图1 日本港口结构震害调查结果
Fig.1 The statistical results of seismic damage for port structures in Japan
宋 波1,3，冯国俊1,3，王 荣2,3
(1．北京科技大学土木与资源工程学院，北京 100083；2．中国港湾工程有限责任公司，北京 100027；3．强震区轨道交通工程抗震研究北京市国际科技合作基地，北京 100083)
摘 要:根据国际航运协会《港口结构抗震设计指南》、日本港口结构震害调查结果和钢圆筒结构特点，将标准化水平残余位移作为沉入式钢圆筒防波堤的抗震性能指标，同时运用振动台试验和数值模拟研究了回填砂地基防波堤的动力特性，并评估了防波堤的抗震性能。结果表明，当设计地震动为 1.7 m/s2时回填砂地基防波堤处于可服役状态，设计地震动为3.2 m/s2时防波堤处于可修复状态，不满足防波堤性能等级为S的要求，建议在设计中考虑远场地震和近场地震对防波堤抗震性能的影响。振动台试验研究发现当地震波加速度峰值为3.2 m/s2时筒外回填砂由于液化导致其对防波堤的侧向力改变，防波堤试验模型发生明显的倾斜现象，建议在地基加固设计过程中重点考虑筒外回填砂。当地震波加速度峰值为 1.7 m/s2和 3.2 m/s2时，钢圆筒筒壁应力最大值随高度的增加均呈现减小的趋势，同时钢圆筒防波堤存在两处薄弱环节，分别位于筒底及泥面处，因此结构设计时应优先考虑。
关键词:钢圆筒；抗震性能；防波堤；标准化水平残余位移；沉入式
沉入式钢圆筒结构作为一种无底、无内隔墙的大直径薄壁圆筒结构，内部填充碎石土、砂土等回填材料，场地适应能力强，施工周期短且安全性高，适用于深水区域，逐渐在国内外得到广泛应用。但当地震发生时，钢圆筒防波堤和码头等港口设施会由于地基液化导致其倾斜、滑移，甚至倾覆。1995年兵库县地震导致日本摩耶码头钢圆筒岸壁产生1 m～4 m的水平残余位移，输送货物的机械设备失效[1]。同时，杨勋等[2]研究发现不同地震激励下防波堤的残余变形模式基本一致，但加速度峰值接近的地震激励引起的残余变形量可存在较大差异。Chaudhary等[3]研究发现在地震和海啸共同作用下防波堤的稳定性明显降低。Chaudhary等[4]研究还发现地震加速度的峰值对防波堤的水平位移有显著影响。因此，开展沉入式钢圆筒防波堤抗震性能研究有着重要的现实意义。
20世纪90年代，美国提出了基于位移的抗震设计方法，并于 2014年由美国土木工程师协会颁布了《码头抗震设计》(ASCE/COPRI 61-14)[5]，规定基于力的设计方法只允许适用于低重要度的结构，对于基于位移的方法可适用于各重要度的结构设计。并根据码头对地区经济的重要性和震后修复的必要性，规定了高、中、低3种设计分类，采用了运营水平、偶遇水平和设计地震3个地震水平的抗震设计方法[6]。而我国目前实施的《水运工程抗震设计规范》(JTS 146—2012)[7]采用基于力的设计方法和单一的设防烈度。高树飞等[8]研究发现基于位移的设计方法是国外高桩码头抗震设计的主要发展方向，我国应将基于力的抗震设计规范修订为基于位移的抗震设计规范。国际航运协会《港口结构抗震设计指南》(PIANC 2001)[9]和日本的《港湾设施技术基准·同解说》(2007)[10]均提出了基于港口结构性能的抗震设计方法，其中《港口结构抗震设计指南》[9]提出了标准化水平残余位移的概念，并将重力式码头、板桩码头、钢圆筒码头标准化水平残余位移的大小作为其破坏准则的控制参数之一。因此，本文将根据《港口结构抗震设计指南》[9]抗震性能设计思想、日本港口结构震害调查结果和钢圆筒结构特点等确定沉入式钢圆筒防波堤基于标准化水平残余位移的抗震性能指标，同时对委内瑞拉港口回填砂地基钢圆筒防波堤开展振动台试验和数值模拟，并评估其抗震性能。
沉入式钢圆筒防波堤结构简单，受力复杂，依靠筒内外土体和筒的相互作用保持其稳定性。国内《防波堤设计与施工规范》(JTS 154-1—2011)[11]明确了对坐床式圆筒直立堤的设计要求，但无沉入式钢圆筒防波堤相关要求。同时《港口结构抗震设计指南》(PIANC 2001)[9]和日本的《港湾设施技术基准·同解说》(2007)[10]也均未规定钢圆筒防波堤的抗震性能指标。由于《港口结构抗震设计指南》由美国、日本和欧洲等国家专家学者编写，反映了美国和日本等国家的抗震思想和经验，在世界范围内得到广泛应用，因此将根据《港口结构抗震设计指南》[9]抗震性能设计思想确定沉入式钢圆筒防波堤抗震性能指标。
日本位于环太平洋地震带边缘，地震频发，在水运工程设施研究方面积累了丰富的经验。根据日本港口结构震害调查结果[12](图1)，当港口结构顶部水平残余位移与泥面以上高度的比值大于 1.5%时，大部分港湾设施产生的损伤程度比较严重，大部分需要修复后才能使用，甚至有的结构丧失使用功能，因此日本规范将该参数作为很多港湾设施的抗震设计指标。同时日本《沉入式钢圆筒结构设计指南》[13]和《沉入式钢圆筒结构工法 设计・施工指南》[14]将钢圆筒结构顶部水平残余位移与泥面以上高度的比值＜1.5%作为设计控制指标。由于钢圆筒岸壁和钢圆筒防波堤都属于钢圆筒结构，同时有着相同的设计控制指标，因此可参考钢圆筒岸壁的抗震性能指标建立钢圆筒防波堤的抗震性能指标。
图1 日本港口结构震害调查结果
Fig.1 The statistical results of seismic damage for port structures in Japan
国际航运协会《港口结构抗震设计指南》[9]采用两水准的设计地震动作为参考等级，其中水准 1(Level 1地震动，简称L1)为可能发生在结构寿命周期内的地震动等级(超越概率50%)；水准2 (Level 2地震动，简称L2)为不常发生的罕遇地震动等级(超越概率10%)。在基于性能的设计过程中，抗震设计等级和结构损坏的程度必须定义，其中结构可接受的破坏等级可以根据用户的具体需要而定，也可以根据结构和运营时损坏的可接受程度确定。结合《港口结构抗震设计指南》[9]和钢圆筒结构特点将损坏程度分为可服役(I)、可修复(II)、将要倒塌(III)和倒塌(IV)4个等级，按表1将性能等级分为S、A、B、C，通过图2来评估港口结构的抗震性能，其中曲线表示地震时可接受的破坏程度上限，图中每一条曲线由表1的两个控制点来确定。图2中纵坐标的损坏程度可以是工程参数位移、应力和延性系数等。结构的抗震性能可以通过L1和L2时图2中的抗震响应曲线来评估。
表1 性能等级S、A、B和C
Table 1 Performance grades S, A, B and C
图2 性能等级S、A、B和C概要图
Fig.2 Schematic figure of performance grades S, A, B and C
钢圆筒结构内部有回填砂等土体，导致钢圆筒结构整体结构刚度较大，在设计时钢圆筒结构可看作刚体[14]。《港口结构抗震设计指南》[9]中将钢圆筒岸壁顶部水平残余位移与泥面以上高度的比值定义为标准化水平残余位移，且将1.5%、5%和10%作为其损坏程度为I、II、III和IV的界限指标。结合钢圆筒结构特性，可定义钢圆筒防波堤标准化水平残余位移计算方法如式(1)所示，并建立如表2所示的钢圆筒防波堤整体性能设计要求下的破坏准则。例如根据表1可将防波堤标准化水平残余位移＜1.5%作为防波堤保持其性能等级为S的抗震性能设计控制指标。
式中:δ为防波堤顶部标准化水平残余位移；d为防波堤顶部水平残余位移；H为泥面到防波堤顶部的距离。
表2 钢圆筒防波堤的破坏准则
Table 2 Failure criteria of steel cylinder breakwater
委内瑞拉卡贝略港口防波堤采用沉入式钢圆筒结构，分东堤和西堤(如图3所示)，由一系列钢圆筒结构组成，钢圆筒之间由混凝土膜袋相连，间距为1 m。防波堤典型断面如图4所示，钢圆筒直径22 m、壁厚16 mm、高22.5 m，筒顶标高+2.5 m，筒底标高-20 m，钢(Q345)屈服强度为345 MPa。筒内外为回填砂，筒底砂主要为密实的细砂。防波堤按《港口结构抗震设计指南》[9]基于水准1和水准2开展抗震设计，对应设计地震动分别为 1.7 m/s2和3.2 m/s2，要求在L1和L2时防波堤可服役，性能等级为S。同时，为防止回填砂液化，计划对筒内外回填砂进行加固。
图3 防波堤示意图
Fig.3 Diagram of breakwater
图4 防波堤典型断面示意图
Fig.4 Diagram of typical section for breakwater
通过有限差分软件FLAC3D，建立长242 m(两侧为5倍圆筒直径)、高38.5 m(筒高22.5 m，筒底砂为 16 m)和宽 23 m的防波堤三维模型如图5所示，不同土层参数如表3所示，采用Finn模型，钢采用壳结构单元。采用的网格类型包括六面块体网格、柱体网格和柱形壳体网格。圆筒附近区域最大网格尺寸为 4 m，远离圆筒区域最大网格尺寸为5 m，包括10608个实体单元和512个结构单元。通过建立连接link来实现钢圆筒结构单元和土体单元发生相互作用，并采用渗流模式，进行完全的流固耦合分析。其中 Finn模型是在摩尔-库伦模型的基础上分析孔隙水压力积累的效应，其中孔隙水压力上升与塑性体积应变增量的关系如式(2)。液化参数C1和C2根据 Byrne和 Park[15]研究成果由式(3)和式(4)确定。
式中:Δu为孔隙水压力增量；
为砂土一维回弹模量；Δεvd为塑性体积应变增量。
图5 防波堤有限差分模型
Fig.5 Finite difference model of breakwater
表3 不同土层参数
Table 3 Parameters of different soil layers
式中:Dr为砂土相对密度；C1和C2为液化参数。
工程场地类型为II类，根据场地类型选用1940年美国帝王谷地震(简称 El-Centro地震波)、1983年日本海地震(简称T1地震波)和1995年日本兵库县地震(简称T2地震波)作为水平向输入地震波，分别按加速度峰值 1.7 m/s2和 3.2 m/s2加载，其中El-Centro地震波和T2地震波为近场地震，T1地震波为远场地震，地震波特性如表4所示，加速度峰值为1.7 m/s2的地震波加速度时程如图6所示。
表4 地震波特性
Table 4 Characteristics of seismic waves
图6 加速度时程曲线
Fig.6 Time-history curve of acceleration
首先通过摩尔-库伦模型弹塑性分析得到初始应力场和初始孔压场，然后开始动力计算。在开展动力分析过程中，为吸收地震波在边界上的反射，设置自由场边界条件，通过自由场网格与主体网格的耦合作用来近似模拟自由场地，施加自由场边界后的动力分析模型如图7(a)所示。通过数值模拟可得到加载加速度峰值为3.2 m/s2的T1地震波后网格变形图如图7(b)所示。由图7(b)可以看出，由于地震波的作用，筒外回填砂对防波堤的嵌固作用减小，导致防波堤产生向左的顶部水平位移约0.83 m。
图7 防波堤有限差分模型动力分析结果
Fig.7 The result of dynamic analysis for finite difference model of breakwater
图8 不同地震时防波堤顶部水平残余位移
Fig.8 Residual horizontal displacement on the top of breakwater for different seismic waves
通过数值模拟可得到加载不同地震波时防波堤顶部水平残余位移如图8所示。由图8可以看出，当不同地震波作用于防波堤时，顶部水平残余位移方向不同，使防波堤朝海侧或岸侧方向运动，这是由于加速度方向不断变化的地震波作用于防波堤时产生的效果。同时由图8可以看出，当地震波加速度峰值为1.7 m/s2(L1)时，近远场地震对防波堤筒顶水平残余位移影响较一致，但当地震波加速度峰值为3.2 m/s2(L2)时，远场地震对防波堤筒顶水平残余位移影响比近场地震时大，其中 T1地震波时筒顶水平残余位移是El-Centro地震波时的2.1倍。因此，当地震波加速度峰值较小时，近远场地震对防波堤的动力响应影响较一致，但当地震波加速度峰值较大时，远场地震比近场地震对防波堤的动力响应影响要大，这主要是由地震波类型所决定的，远场地震对刚度小的地基影响大，近场地震对刚度大的地基影响大，由于回填砂地基刚度较小，因此远场地震对回填砂地基防波堤动力响应影响较大，且当地震波加速度峰值较小时地震类型对防波堤残余位移影响不大，但随着地震波加速度峰值的增大，远场地震对防波堤的动力响应影响更明显。
沉入式钢圆筒结构包括钢圆筒和筒内回填材料，整体结构刚度较大，不会发生由于筒内土体导致钢圆筒剪切破坏，已被模型试验确认。同时，壁体的位移可以忽略自身的剪切变形，因此，可将钢圆筒结构看作刚体[14]。另外，野田节男等[16](1989)于1985年～1988年在日本和歌山监测了沉入式钢圆筒岸壁在真实地震作用下的动力响应，其中钢圆筒直径19.5 m，高度20 m，沉入长度是6 m，4年共观测到52条地震波，研究发现第1阶自振频率约2 Hz。同时，中村充裕等[17](1999)从1985年12月开始在名古屋港开展沉入式钢圆筒岸壁地震观测，其中钢圆筒直径 20 m，高 19.5 m，沉入长度是12.7 m。通过研究从1986年12月～1997年3月的7条地震记录及监测结果表明根据地震观测发现岸壁顶部的加速度比海床处要大；通过分析圆筒顶部和海床之间的传递函数得到第 1阶自振频率约2 Hz。因此，钢圆筒防波堤的自振周期约0.5 s。
通过数值模拟可得到加载不同地震波时钢圆筒筒壁所受最大应力沿高程变化趋势如图9所示。由图9可以看出，地震作用下筒壁的最大应力随标高的增加均呈现减小的趋势，筒底(-20 m，点B)应力最大，但在泥面处(-14 m，点A)出现拐点，说明地震时埋入土内的钢圆筒不断与筒内外土层相互挤压，从而会造成接触处的应力较大，地基面以上的钢圆筒由于筒外不受土体的约束，导致筒与筒外土层地表接触处产生较小的应力。因此钢圆筒防波堤筒壁存在两处应力较大的薄弱环节，分别位于筒底(点B)及泥面处(点A)，因此应将点A和点B作为结构断面设计的控制部位。同时可以发现当加速度峰值为3.2 m/s2(L2)时T1地震波导致筒壁应力响应影响最大，此时筒壁底部(点B)最大应力约为289 MPa，泥面处(点A)最大应力约为249 MPa，且远场地震比近场地震对钢圆筒应力响应影响要大。
图9 钢圆筒应力最大值沿标高变化
Fig.9 Change of maximum for stress of steel cylinder along the elevation
为通过试验尽可能真实地反映原型结构的性状，需要进行模型的相似设计。为研究沉入式钢圆筒防波堤在地震作用下的动力特性，在开展振动台试验时需要考虑土-结构-流体的相互作用。井合进[18]通过研究土-结构-流体相互作用，并结合香川崇章[19]、国生刚治等[20]研究成果，提出了适用于考虑土-结构-流体相互作用时分析砂土液化的1 G重力场振动台试验相似关系，并在港湾设施试验方面得到广泛应用。设防波堤原型和模型的相似比为λ，根据实际情况取λ=73.3，则根据井合进[18]研究结果可得防波堤原型和模型相似系数如表5所示。
表5 防波堤原型和模型相似比
Table 5 Ratio of similitude for prototype and model of breakwater
防波堤振动台试验如图10(a)所示，振动台台面尺寸为 1.5 m×1.5 m，在模型箱底部用螺栓固定0.2 m厚的钢板，并在钢板上固定 2 m×2 m×1 m(长×宽×高)的钢板箱，模型箱3个侧面全部采用钢板，一个侧面部分采用透明的有机玻璃板，以便观察试验情况。在箱体和土体之间采用柔性材料泡沫板填充，模拟地震波的边界条件，模型边界条件如图10(b)所示。同时采用三筒相连的模型模拟防波堤模型，筒外直径为0.3 m，壁厚为0.5 mm，并采用干装法制备饱和细砂。模型测点布置如图10(c)和10(d)所示，设置超孔隙水压力测点P1、P2和P3，加速度测点J1和J2以及位移测点W1和W2，重点考察中间筒的位移情况。
图10 防波堤振动台试验
Fig.10 Shaking table test of breakwater
砂性土的级配对液化的难易程度影响很大。一般来说，砂土颗粒越细时，越容易液化。工程现场回填砂和筒内外试验用细砂的颗粒级配分布曲线如图11所示，颗粒分析结果表明工程现场回填砂和试验用细砂粗粒土(＞0.075 mm)含量均超过85%，级配曲线相近，说明试验用细砂可很好模拟工程现场回填砂情况。
图11 砂颗粒级配曲线
Fig.11 Grain composition of sand
试验中按计划选用加速度峰值为 3.2 m/s2的El-Centro地震波、T1地震波和T2地震波为台面水平方向输入地震波，地震波持续时间按相似比进行压缩。由于T1地震波对防波堤动力响应影响比较大，因此首先输入加速度峰值为 3.2 m/s2的 T1地震波。
通过振动台试验可得到不同测点超孔隙水压力变化如图12所示。由图12可以看出，筒内测点P1和筒外测点P2超孔隙水压力随加速度峰值的增大迅速上升，当超过土体初始有效应力时持续一段时间，然后开始缓慢下降，说明测点 P1和测点P3部位的砂土在地震动激励下已经液化，且液化后超孔隙水压力在逐渐消散。另外，由图12可以看出，测点 P2超孔隙水压力未超过土体初始有效应力，且未出现明显的下降趋势，因此测点P2未液化。
图12 各测点超孔隙水压力时程曲线
Fig.12 Time-history curve of excess pore water pressure for measuring point
通过振动台试验可得到试验模型沉降及倾斜情况如图13所示。由图13(a)可以看出由于筒内上部细砂液化导致试验模型顶部产生不均匀的沉降。由图13(b)可以看出筒左右两侧沉降不一致，由于两侧筒的影响，其中中间筒沉降要小于两侧筒沉降。同时由图13(b)可以看出，由于筒两侧细砂的液化，导致筒发生一定的倾斜，同时由于T1地震波的作用，左侧土位移的沉降要小于右侧土位移的沉降。
图13 试验模型沉降及倾斜现象
Fig.13 The phenomena of the settlement and tilt for the experimental model
当进行动力分析时，防波堤顶部水平位移包括地基土体位移和防波堤顶部水平残余位移(式(5))，因此可得到振动台试验顶部水平位移转化后结果和数值模拟结果对比如图14所示，其中试验结果与数值模拟结果相差约15.4%，说明振动台试验结果与数值模拟结果较一致。同时可测得中间筒顶部最大加速度约为 6.4 m/s2，与数值模拟结果相差约8.47%。
式中:w为防波堤顶部水平位移:d′为地基土体位移。
图14 防波堤顶部水平位移时程曲线
Fig.14 Time-history curve of horizontal displacement on the top of breakwater
通过数值模拟和振动台试验研究发现 L2(3.2 m/s2)时 T1地震波防波堤试验时筒顶水平位移和加速度与数值模拟结果较一致，所以可以用数值模拟结果分析防波堤的抗震性能。通过有限差分模型数值模拟可得到不同类型地震波时L1和L2时防波堤标准化水平残余位移如表6所示，由于远场地震比近场地震对防波堤的动力响应影响比较大，因此由表6可以看出T1地震波时防波堤标准化水平残余位移最大。按照国际航运协会《港口结构抗震设计指南》[9]可得到T1地震波时基于标准化水平残余位移的防波堤抗震性能评估结果如图15所示。由图15中的抗震响应曲线可以看出，防波堤在L1时防波堤处于可服役状态，抗震性能等级为S，L2时由于回填砂地基液化导致防波堤处于可修复状态，抗震性能等级为A，不满足抗震性能等级为S的要求，建议在设计中考虑远场地震和近场地震对防波堤抗震性能的影响。通过研究可发现，由于筒底主要为密实的细砂，防波堤两侧为回填砂，所以筒外回填砂地基刚度的大小对防波堤的稳定性起到关键作用，因此建议在地基加固设计过程中重点考虑筒外回填砂。
表6 不同地震时防波堤损伤程度
Table 6 Damage degree of breakwater under different seismic
图15 防波堤抗震性能评估结果
Fig.15 The result of seismic performance evaluation for breakwater
(1)根据国际航运协会《港口结构抗震设计指南》对回填砂地基防波堤进行抗震性能评估，研究发现防波堤在设计地震动为 1.7 m/s2(L1)时处于可服役状态，在设计地震动为3.2 m/s2(L2)时处于可修复状态，不满足抗震性能设计要求，建议在设计中考虑远场地震和近场地震对防波堤抗震性能的影响。
(2)振动台试验表明当地震波加速度峰值为3.2 m/s2(L2)时筒外回填砂发生明显的液化滑移现象，由于液化导致筒外回填砂对防波堤的侧向力发生变化，防波堤试验模型发生明显的倾斜现象，建议在地基加固设计过程中重点考虑筒外回填砂。
(3)当地震波加速度峰值为 1.7 m/s2(L1)和3.2 m/s2(L2)时钢圆筒筒壁应力最大值随高度的增加均呈现减小的趋势，同时钢圆筒防波堤存在两处薄弱环节，分别位于筒底及泥面处，因此设计时应予以足够重视。
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STUDY ON THE ASEISMIC PERFORMANCE OF EMBEDDED STEEL CYLINDER BREAKWATER FOR BACKFILL SAND FOUNDATION BASED ON NORMALIZED RESIDUAL HORIZONTAL DISPLACEMENT
SONG Bo1,3, FENG Guo-jun1,3, WANG Rong2,3
(1. School of Civil and Resource Engineering, University of Science and Technology Beijing, Beijing 100083, China;2. China Harbour Engineering Company Ltd., Beijing 100027, China;3. Beijing International Cooperation Base for Science and Technology-Aseismic Research of the Rail Transit Engineering in the Strong Motion Area, Beijing 100083, China)
Abstract:It was defined that normalized residual horizontal displacement was the aseismic performance index of an embedded steel cylinder breakwater according to aseismic design guidelines for port structures (PIANC), as well as to the statistical results of seismic damage for port structures in Japan and to the characteristics of a steel cylinder structure. Meanwhile, the dynamic characteristics of breakwater for backfill sand foundation were studied by a shaking table test and numerical simulation, and the aseismic performance of a breakwater was evaluated.The study results show that a breakwater is serviceable under design earthquake motion 1.7 m/s2and repairable under design earthquake motion 3.2 m/s2, which do not satisfy the demand of grade S for the breakwater, and it is suggested that the effect of far-field and near-field earthquakes is considered in the design of aseismicperformance for a breakwater. The slip phenomenon is obvious for backfill sand outside the cylinder under the peak ground acceleration 3.2 m/s2through a shaking table test, and the breakwater model tilts by the reason of the change of the lateral force due to liquefaction of backfill sand outside the cylinder, it is thusly advised that backfill sand outside the cylinder should be considered in the process of design for foundation reinforcement. The stress maximum for the wall of a steel cylinder both decrease gradually with increasing height for the peak ground acceleration 1.7 m/s2and 3.2 m/s2, and there are two weak points on the bottom and mudline of the cylinder wall,structural design should be thusly considered as priority.
Key words:steel cylinder; aseismic performance; breakwater; normalized residual horizontal displacement;embedded
王 荣(1983―)，男，江西人，工程师，硕士，主要从事岩土工程勘察设计(E-mail: wangrong@chec.bj.cn).
宋 波(1962―)，男，山东人，教授，博士，博导，主要从事结构优化设计和基础设施抗震(E-mail: songbo@ces.ustb.edu.cn);
作者简介:
通讯作者:冯国俊(1978―)，男，山西人，博士生，主要从事结构优化设计和基础设施抗震(E-mail: fgjshx@126.com).
基金项目:国家自然科学基金项目(51178045)；强震区轨道交通工程抗震研究北京市国际科技合作基地项目(189178)；教育部海外名师资助项目(MS2011BJKJ005)
收稿日期:2017-08-16；修改日期:2018-06-13
文章编号:1000-4750(2018)10-0183-10
doi:10.6052/j.issn.1000-4750.2017.08.0627
文献标志码:A
中图分类号:U65