庫水位循環(huán)下岸坡-橋梁樁基相互作用致?lián)p機(jī)理

張高峰, 姚國文*, 孔國英, 劉佳偉, 吳樹杭, 周干評

(1.省部共建山區(qū)橋梁及隧道工程國家重點實驗室, 重慶 400074; 2.重慶交通大學(xué)土木工程學(xué)院, 重慶 400074;3.重慶奉建高速公路有限公司, 重慶 404600)

隨著庫區(qū)的建成、蓄水,庫水位周期性漲落致使庫岸邊坡消落帶巖土體損傷劣化,對岸坡穩(wěn)定性影響顯著[1-4],而岸坡變形、滑移累積對庫岸橋梁樁基存在長期側(cè)向擠壓作用,進(jìn)而引起對橋梁基礎(chǔ)、橋墩及橋跨結(jié)構(gòu)病害的發(fā)生,威脅到鄰近既有的橋梁結(jié)構(gòu)安全與穩(wěn)定[5-6],例如,黑水河大橋[7]墩臺開裂、橋墩傾斜、梁體錯位。因此,有必要探究岸坡在庫水位升降循環(huán)下產(chǎn)生的變形、滑移累積對庫岸橋梁結(jié)構(gòu)的長期作用規(guī)律。

針對庫區(qū)水位周期性漲落問題,眾多學(xué)者均發(fā)現(xiàn)庫岸邊坡的穩(wěn)定性多受庫水位升降循環(huán)的影響,Miao等[8]、張景昱等[9]、鄧華鋒等[10]、黃會寶等[11]、馮文凱等[12]、李大龍等[13]基于離心式邊坡模型、巖體強(qiáng)度劣化模、地質(zhì)勘測分析、干濕循環(huán)試驗、數(shù)值模擬等方法對庫岸邊坡消落帶區(qū)域穩(wěn)定性進(jìn)行分析,均指出隨著庫水位升降循環(huán)次數(shù)增加,巖土體平衡逐漸變差,導(dǎo)致庫岸邊坡失穩(wěn)。近年來,隨著庫區(qū)水位升降循環(huán),庫區(qū)滑坡災(zāi)害時有發(fā)生[14],為保障庫岸橋梁結(jié)構(gòu)服役壽命,王華穎[15]結(jié)合橋岸地質(zhì)條件及環(huán)境因素,基于數(shù)值仿真,分析了橋岸邊坡的整體穩(wěn)定性,為庫岸橋梁樁基、橋墩的設(shè)計及防治提出相應(yīng)建議。但上述研究僅聚焦于岸坡的變形穩(wěn)定,忽略了邊坡變形、滑移對庫岸鄰近結(jié)構(gòu)的影響。對此,許多學(xué)者針對庫水位變動下邊坡樁-土耦合體系展開一系列研究,刁心宏等[16]依托實際工程,通過數(shù)值模擬得到了庫水位波動時滲透作用下滑坡-樁變形規(guī)律;邢磊等[17]結(jié)合工程實際,基于剛度衰減模型和土體強(qiáng)度劣化模型分析了庫水位循環(huán)下樁身位移變形,指出樁身累計位移隨水位循環(huán)次數(shù)增加而不斷增大;劉昂[18]建立了庫水位上升條件下岸坡-橋梁樁基相互作用模型,發(fā)現(xiàn)隨著水位上漲,樁周土體的不斷變形對樁基產(chǎn)生橫向剪力,樁基位移不斷增大;周干評[19]結(jié)合工程實例,通過有限元分析了岸坡不同程度變形對橋梁下部結(jié)構(gòu)的影響,指出岸坡變形滑動是導(dǎo)致橋墩偏位的主要原因。綜上,無論是通過試驗或?qū)嶋H工程案例均反映了岸坡一旦開始發(fā)生變形、滑移,將對橋梁樁基造成極為不利的影響,但鮮有研究考慮了庫水位升降循環(huán)引起的岸坡不斷變形滑移對橋梁樁基的長期作用,岸坡-橋梁樁基礎(chǔ)長期相互作用機(jī)理和失效模式尚未明確,故對該問題應(yīng)進(jìn)一步深入研究。

針對上述問題,現(xiàn)采用有限元-光滑粒子流體動力學(xué)(finite element method-smoothed particle hydrodynamics,FEM-SPH)轉(zhuǎn)換耦合算法建立考慮岸坡土體工程性質(zhì)在庫水位循環(huán)作用下劣化效應(yīng)的岸坡-橋梁樁基礎(chǔ)三維模型,模擬變動水位條件下岸坡變形、滑移、失穩(wěn)全過程,揭示岸坡滑移與橋梁樁基相互作用機(jī)理,研究橋墩偏位規(guī)律及下部結(jié)構(gòu)失效模式。為庫岸滑坡防治、橋梁病害處置及橋梁服役時間提供理論判斷依據(jù)。

1 FEM-SPH轉(zhuǎn)換耦合算法

1.1 FEM-SPH耦合算法

岸坡從初始穩(wěn)定狀態(tài)到形成滑坡后土體下滑失穩(wěn),將經(jīng)歷由小變形逐漸轉(zhuǎn)變?yōu)榇笞冃芜@一過程。拉格朗日有限元法(finite element method, FEM)可以有效地處理小變形情況,但針對大變形情況存在網(wǎng)格扭曲問題;光滑粒子流體動力學(xué)(smoothed particle hydrodynamics, SPH)法能避免網(wǎng)格扭曲較好地模擬濺射、破壞等行為,但其計算效率低、邊界約束較困難[20-21]。但采用FEM-SPH耦合算法能集兩者之長,避兩者之短,高效、準(zhǔn)確的處理大變形問題。

一般的FEM-SPH耦合算法是在分析開始時就將可能發(fā)生大變形的區(qū)域離散為SPH粒子,其他區(qū)域仍采用FEM分析,由于該方法須在分析前就將某些位置定義為SPH粒子,因此需要對可能發(fā)生大變形的區(qū)域做出精確預(yù)判。本文研究內(nèi)容涉及岸坡從初始穩(wěn)定狀態(tài)到最后變形失穩(wěn)整個過程,而滑動帶的范圍、形狀和位置均未知,難以判斷哪些區(qū)域的有限元網(wǎng)格會出現(xiàn)扭曲,若一開始將整個岸坡離散為SPH粒子又會導(dǎo)致計算效率低下。

本文研究采用FEM-SPH轉(zhuǎn)換耦合算法可以有效地解決上述問題,即在分析的初始階段,整個庫岸邊坡均為有限元網(wǎng)格,滑動面形成后土體下滑,當(dāng)滑動帶有限元網(wǎng)格出現(xiàn)過度扭曲時轉(zhuǎn)化為SPH粒子,從而實現(xiàn)對岸坡的變形、滑移至失穩(wěn)破壞整個過程的模擬。

1.2 FEM-SPH轉(zhuǎn)換原理

FEM-SPH轉(zhuǎn)換算法是以等效應(yīng)變作為轉(zhuǎn)換依據(jù),即當(dāng)有限元網(wǎng)格達(dá)到所設(shè)等效應(yīng)變閾值時便以SPH積分形式代替拉格朗日有限元網(wǎng)格參與后續(xù)計算[22]。FEM-SPH轉(zhuǎn)換過程如圖1所示,起初整個物體均為有限元網(wǎng)格,分析過程中部分網(wǎng)格發(fā)生過度扭曲轉(zhuǎn)換為SPH粒子。與節(jié)點N1相關(guān)聯(lián)的C、D單元達(dá)到等效應(yīng)變轉(zhuǎn)換閾值,符合轉(zhuǎn)換條件,單元失效,而A、B單元未符合條件,單元未失效,失效單元與未失效單元交界面節(jié)點處生成I類SPH粒子,該類粒子固定在交界面節(jié)點處。與節(jié)點N2相關(guān)聯(lián)的C、D、E和F單元均已失效,此節(jié)點處生成Ⅱ類SPH粒子,該類粒子可自由移動。

圖1 FEM向SPH粒子轉(zhuǎn)換Fig.1 Conversion of FEM to SPH particle

FEM轉(zhuǎn)換為SPH粒子后,新生的SPH粒子將繼承失效節(jié)點的物理量并參與后續(xù)計算,賦值過程為

xp=xn

(1)

(2)

vp=vn

(3)

(4)

式中:xp為SPH粒子位移;xn為有限元節(jié)點位移;mp為SPH粒子質(zhì)量;mn為有限元節(jié)點質(zhì)量;Ne為與節(jié)點相關(guān)聯(lián)的有限單元個數(shù);Nn為單個有限單元節(jié)點數(shù);ρei為有限單元i的密度;Vei為有限單元i的體積;vp為SPH粒子速度;vn為有限元節(jié)點速度;σp為SPH粒子應(yīng)力張量;σn為有限元節(jié)點應(yīng)力張量;σei為有限單元i應(yīng)力張量;σgj為單元i內(nèi)部高斯積分點g處應(yīng)力張量;ωgj為單元i內(nèi)部高斯積分點g處加權(quán)系數(shù);Ng為單個有限元內(nèi)部高斯積分點數(shù)。

由于拉格朗日有限元不存在SPH光滑長度這一概念,新生成SPH粒子無法直接從有限元節(jié)點繼承,需根據(jù)質(zhì)量守恒定律計算:

(5)

式(5)中:ρ0和ρ分別為初始和當(dāng)前密度;r0為初始單元尺寸;α為光滑長度與單元尺寸比例系數(shù);d為維數(shù)。

2 庫水位循環(huán)條件下岸坡-橋梁樁基礎(chǔ)相互作用有限元模型

2.1 橋梁工程概況

重慶萬州長江二橋2003年建成,雙向4車道,屬于城市快速主干道,北岸引橋上部構(gòu)造采用7 m×40 m預(yù)應(yīng)力簡支T梁,橫橋向布置10片梁;下部結(jié)構(gòu)為雙柱墩、樁基礎(chǔ),1#～4#橋墩直徑為2.5 m,5#和6#橋墩直徑為2.8 m,樁墩橫向間距為11.4 m,采用C30混凝土。橋址區(qū)岸坡整體坡度為10°～15°,為巖土質(zhì)混合邊坡,岸坡-橋梁結(jié)構(gòu)如圖2所示。

岸坡承受每年1次水位升降循環(huán)[19],自該橋竣工以來,岸坡已歷經(jīng)14次水位升降循環(huán)(N=14),覆蓋土層抗剪強(qiáng)度參數(shù)大幅降低,物理力學(xué)性質(zhì)劣化嚴(yán)重,從而導(dǎo)致土體發(fā)生變形滑移。北岸引橋部分墩柱朝江心方向傾斜偏移,其中6#墩偏移最為顯著,墩頂向江心最大偏移值為0.63 m,樁基與土體產(chǎn)生明顯間隙,偏位情況如圖3所示。

圖2 岸坡-橋梁結(jié)構(gòu)圖Fig.2 Diagram of bank-bridge structure

圖3 樁墩傾斜偏位Fig.3 Inclination and deviation of pile pier

2.2 三維岸坡-橋梁有限元模型

2.2.1 結(jié)構(gòu)尺寸及邊界荷載

采用ABAQUS軟件建立6#墩三維岸坡-樁墩模型,選取邊界范圍:長90 m(縱橋向)、寬30 m;樁墩總長81.5 m,樁基埋入岸坡覆蓋層土體深度22.86 m,嵌入基巖深度3.5 m。本文著重關(guān)注岸坡變形對樁墩的影響,故鋼筋主要考慮直徑分別為12 mm的樁墩箍筋、25 mm的樁墩縱筋,未考慮橫梁和蓋梁的鋼筋布置。

岸坡四周分別設(shè)置四面固定剛體邊界擋墻,岸坡底部采用三向固定約束,岸坡四周與擋墻內(nèi)側(cè)設(shè)置為光滑接觸,其余接觸法向行為采用“硬接觸”表達(dá),切向行為采用“罰摩擦”表達(dá)。墩頂承受1 345 t豎向荷載,將其等效為面荷載施加在蓋梁上,三維岸坡-橋墩結(jié)構(gòu)模型如圖4所示。

圖4 三維岸坡-橋墩結(jié)構(gòu)模型Fig.4 Three-dimensional bank slope-bridge pier model

2.2.2 單元及網(wǎng)格劃分

岸坡土體采用FEM-SPH轉(zhuǎn)換算法模擬,轉(zhuǎn)換為SPH粒子前為C3D8R單元;巖土體及混凝土均采用C3D8R單元模擬;樁墩鋼筋采用T3D2單元模擬。樁墩單元數(shù)量為96 181個,鋼筋單元數(shù)量為22 424個,岸坡巖土體單元數(shù)量為82 324個;為更準(zhǔn)確地模擬樁基損傷效應(yīng),對坡體以下的樁基有限元網(wǎng)格加密處理,岸坡-樁墩結(jié)構(gòu)模型網(wǎng)格劃分如圖5所示。

圖5 三維有限元模型網(wǎng)格劃分圖Fig.5 Division of three-dimensional numerical model mesh

2.2.3 本構(gòu)參數(shù)

混凝土本構(gòu)采用彈塑性損傷模型,其單軸應(yīng)力-應(yīng)變關(guān)系輸入采用《混凝土結(jié)構(gòu)設(shè)計規(guī)范》(GB50010—2010)附錄C中的計算方法[23];鋼筋采用彈塑性強(qiáng)化本構(gòu)模型,彈性模量為200 GPa,泊松比為0.3,屈服強(qiáng)度為335 MPa,強(qiáng)度極限為460 MPa。

砂巖采用摩爾-庫倫本構(gòu)模型,彈性模量為6 300 MPa,泊松比為0.25,密度為2 500 kg/m3,黏聚力2 700 kPa,內(nèi)摩擦角為42°。土體采用摩爾-庫倫本構(gòu)模型,密度為2 100 kg/m3,泊松比為0.35,其彈性模量、黏聚力、內(nèi)摩擦角受庫水位升降循環(huán)的影響。文獻(xiàn)[16]結(jié)合橋址區(qū)岸坡地質(zhì)勘測資料,通過回歸計算得到庫水位升降循環(huán)不同次數(shù)岸坡土體強(qiáng)度參數(shù)取值,本文研究取庫水位升降循環(huán)0～20次,土體強(qiáng)度參數(shù)劣化規(guī)律如圖6所示。通過定義場變量使土體的強(qiáng)度參數(shù)隨分析時間的增加按圖6曲線折減,從而實現(xiàn)對庫水位循環(huán)作用下土體強(qiáng)度參數(shù)的劣化效應(yīng)的模擬。

圖6 土體強(qiáng)度參數(shù)劣化規(guī)律Fig.6 Deterioration law of soil strength parameters

3 庫水位循環(huán)條件下岸坡-橋梁樁基礎(chǔ)相互作用致?lián)p機(jī)理分析

3.1 岸坡穩(wěn)定性分析

為評價庫水位循環(huán)作用下岸坡的穩(wěn)定性,宜選取合適的判據(jù)以評判岸坡是否失穩(wěn)。針對邊坡失穩(wěn)問題,傳統(tǒng)判據(jù)包括特征點位移突變、數(shù)值計算不收斂、塑性區(qū)貫通這3種[24]。而對于滑動帶未知的情況,周元輔等[25]指出以滑坡頂、底部位移增量突變作為滑坡失穩(wěn)判據(jù)更為合理。因此,分別以岸坡頂、底部中點作為特征點,并對其位移進(jìn)行記錄。以岸坡頂、底特征點位移曲線出現(xiàn)突變?yōu)榕袚?jù),拐點表示岸坡失穩(wěn)臨界點,岸坡特征點位移如圖7所示。

由圖7可知,庫水位循環(huán)作用下岸坡特征點位移在不斷增加,前15次庫水位升降循環(huán)過程中位移增量也在逐漸增大,庫水位循環(huán)作用會使岸坡發(fā)生加速變形;在第16次庫水位升降循環(huán)過程中,兩特征點位移均發(fā)生斷崖式突變,出現(xiàn)明顯的拐點,因此岸坡將在第16次水位升降循環(huán)過程中發(fā)生失穩(wěn)破壞;在第16次水位升降循環(huán)后,滑動帶上的土體已經(jīng)脫離原岸坡、下滑至新的穩(wěn)定狀態(tài),位移增量逐漸減小,位移逐漸趨于穩(wěn)定;在第20次水位升降循環(huán)過程中,坡底位移增量變化不大,但坡頂位移增量再次發(fā)生突變,推測岸坡可能發(fā)生了第2次失穩(wěn)破壞。

圖 7 特征點位移Fig.7 Displacement of characteristic points

圖8 岸坡-橋墩變形云圖Fig.8 Deformation nephograms of bank slope-bridge pier

為證實上述推測,現(xiàn)以岸坡土體滑動帶有限元網(wǎng)格出現(xiàn)過度扭曲而轉(zhuǎn)化為SPH粒子為判據(jù),認(rèn)為岸坡滑動帶的有限元網(wǎng)格完全轉(zhuǎn)化為SPH粒子時,滑動帶上土體將脫離、下滑,發(fā)生失穩(wěn)破壞,岸坡-橋墩變形如圖8所示。

由圖8可知,前15次水位循環(huán)作用下岸坡有限元網(wǎng)格并未轉(zhuǎn)化為SPH粒子,岸坡未失穩(wěn)破壞;N=16時,岸坡滑動帶有限元網(wǎng)格均已轉(zhuǎn)化為SPH粒子,因此岸坡將在第16次水位升降循環(huán)過程中發(fā)生失穩(wěn)破壞;岸坡發(fā)生失穩(wěn)破壞后,滑動帶上的土體向下滑移達(dá)到新的平衡狀態(tài),在第17～19次水位升降循環(huán)過程中,平衡狀態(tài)幾乎不變,但樁背側(cè)的土拱效應(yīng)[26]越來越明顯,說明樁背受到的土推力在逐漸增加,樁基對岸坡的變形失穩(wěn)起到了阻滑作用;N=20時,樁背側(cè)土體形成新的滑動帶,大量有限元網(wǎng)格均已轉(zhuǎn)化為SPH粒子,因此,可以確定岸坡將在第20次水位升降循環(huán)過程中發(fā)生第2次失穩(wěn)破壞,驗證了前文的推測。

綜上所述,岸坡將在第16次庫水位升降循環(huán)過程中發(fā)生第1次失穩(wěn)破壞;在第17～19次水位升降循環(huán)過程中,由于樁基對岸坡的變形失穩(wěn)起到了阻滑作用,岸坡暫處于新的穩(wěn)態(tài),但樁基所受土體不平衡推力在逐漸增大;在第20次庫水位升降循環(huán)過程中,岸坡發(fā)生第2次失穩(wěn)破壞;以滑動帶有限元網(wǎng)格悉數(shù)轉(zhuǎn)換為SPH粒子作為岸坡失穩(wěn)判據(jù),FEM-SPH轉(zhuǎn)換耦合算法能夠更直觀、準(zhǔn)確地模擬庫岸邊坡從變形、滑移至失穩(wěn)全過程。

3.2 橋墩變形特征分析

3.2.1 數(shù)值仿真與工程實測比較

6#墩位處岸坡已經(jīng)歷14次水位升降循環(huán),對模型中第14次水位升降循環(huán)后樁墩軸線位移進(jìn)行記錄,取模型中的上、下游樁墩軸線x方向位移平均值以比較工程實測與數(shù)值模擬結(jié)果異同,數(shù)值模擬和工程實測偏位對比如圖9所示。

圖9 橋墩偏位值對比(N=14)Fig.9 Comparison of bridge pier deflection values(N=14)

由圖9可知,在樁-土交界面處至65 m高度處,該段墩身數(shù)值模擬和工程實測偏位特征基本一致;在65 m高度處至墩頂處,該段墩身工程實測偏位的增量出現(xiàn)局部減小的情況,而數(shù)值模擬偏位依然保持線性增長,其原因是模型未考慮墩頂蓋梁與橋梁上部結(jié)構(gòu)的相互作用,實際上橋墩產(chǎn)生偏位時,橋梁上部結(jié)構(gòu)會對蓋梁上表面產(chǎn)生一定的橫向摩阻力,因此墩身的上半段偏位增量出現(xiàn)局部減小的現(xiàn)象。總體來說數(shù)值模擬結(jié)果與工程實測偏位吻合較好,該數(shù)值模型具有較高可信度。

3.2.2 橋墩位移變形特征

在庫水位循環(huán)下岸坡的變形失穩(wěn)對樁墩產(chǎn)生側(cè)向推力,導(dǎo)致樁墩向江心方向傾斜偏位,橋墩位移變形特征如圖10所示。由圖10可知,自庫水位升降循環(huán)開始,樁墩線型越來越偏離原設(shè)計位置,樁墩整體變形特征為:基巖嵌固段(高度0～3.5 m)樁身的位移幾乎為0,土-巖交界面至樁-土交界面段(高度3.5～26.36 m)樁身在土推力作用下發(fā)生水平方向撓曲,樁-土交界面至墩頂段(高度22.86～81.5 m)墩身位移呈線性增長,上述特征在N=20時尤為顯著;樁基位移在土-巖交界面附近出現(xiàn)突變增長,可以推測樁基最不利的位置在土-巖交界面附近;N=20時土-巖交界面至樁-土交界面段樁基線型出現(xiàn)明顯的轉(zhuǎn)折點,可知第20次庫水位升降循環(huán)過程中樁基將發(fā)生嚴(yán)重的變形破壞。

為更明確地探究庫水位升降循環(huán)對橋墩偏位的間接影響,下文將結(jié)合岸坡的變形失穩(wěn)分析不同次數(shù)的庫水位升降循環(huán)下墩頂偏位變化規(guī)律,墩頂偏位變化如圖11所示。

圖10 橋墩變形特征Fig.10 Deformation characteristics of bridge pier

圖11 墩頂偏位變化規(guī)律Fig.11 The change law of pier top deflection

結(jié)合圖8和圖11可知,墩頂偏位隨庫水位升降循環(huán)次數(shù)的增長而增長,在前15次庫水位升降循環(huán)過程中岸坡處于穩(wěn)態(tài),在該時間段內(nèi)墩頂位移增長較為緩慢;在第16次庫水位升降循環(huán)后,即岸坡發(fā)生第1次失穩(wěn)破壞后,墩頂偏位增量發(fā)生突變,其增長趨勢由之前的緩增轉(zhuǎn)變?yōu)榧ぴ?在第17～19次水位升降循環(huán)過程中,由前文分析可知雖然岸坡處于新的穩(wěn)態(tài),但在該過程中樁基對岸坡變形起到了一定的阻滑作用,樁背所受土體不平衡推力在逐漸增加,因此墩頂偏位激增趨勢并未得到緩和;在第20次水位升降循環(huán)過程中,樁基背側(cè)岸坡將發(fā)生第2次失穩(wěn)破壞,由前文分析可知此時樁基已發(fā)生嚴(yán)重的變形破壞,因此,在該過程中墩頂偏位激增趨勢相比之前更加劇烈。

4 庫水位循環(huán)條件下岸坡-橋梁樁基礎(chǔ)相互作用失效模式

通過監(jiān)測模型中橋梁樁基的損傷分布及開裂情況,以探究其破壞模式。樁基背面(背離江心側(cè))受拉損傷如圖12所示,N=14時,樁基土-巖交界面附近已經(jīng)出現(xiàn)明顯的受拉損傷并產(chǎn)生橫向裂縫,鋼筋外露;損傷及開裂最初集中在土-巖交界面附近,之后逐步向樁身上部發(fā)展,繼續(xù)產(chǎn)生橫向裂縫;N=19時,在橫向裂縫端部產(chǎn)生豎向裂縫,并在第20次水位升降循環(huán)過程中(岸坡發(fā)生第2次失穩(wěn))豎向裂縫連通各橫向裂縫,樁基受拉區(qū)混凝土大面積失效,樁基縱筋拉、壓應(yīng)力均達(dá)到極限狀態(tài)460 MPa,最終在樁基土-巖交界面上部發(fā)生剪切破壞,破壞面與水平面夾角約為60°。

圖12 樁基受拉損傷 Fig.12 Tensile damage of pile foundation

5 結(jié)論

針對三峽庫區(qū)某長江大橋庫岸邊坡失穩(wěn)致災(zāi)問題,采用FEM-SPH轉(zhuǎn)換耦合算法建立了岸坡-橋梁三維有限元模型,模擬了庫水位升降循環(huán)條件下岸坡變形、滑移、失穩(wěn)演化全過程,揭示了岸坡滑移與橋梁樁基相互作用機(jī)理,研究了橋墩偏位規(guī)律及失效模式,得到以下結(jié)論。

(1)FEM-SPH轉(zhuǎn)換耦合算法能較為直觀、明確地模擬岸坡由于巖土體工程性質(zhì)劣化從一開始的變形、滑移至最后的失穩(wěn)破壞全過程;以滑動帶有限元網(wǎng)格悉數(shù)轉(zhuǎn)換為SPH粒子作為岸坡失穩(wěn)判據(jù)相較于傳統(tǒng)判據(jù)更為直觀、準(zhǔn)確。

(2)岸坡將在第16次水位升降循環(huán)過程中發(fā)生第1次失穩(wěn)破壞;第17～19次水位升降循環(huán)過程中岸坡處于新的穩(wěn)態(tài),但樁基所受不平衡土推力逐漸增大,橋梁樁基對岸坡的變形失穩(wěn)起到阻滑作用;在第20次水位升降循環(huán)過程中岸坡發(fā)生第2次失穩(wěn)破壞。

(3)樁墩整體變形特征為:基巖嵌固段樁身的位移幾乎為0,土-巖交界面至樁-土交界面段樁身發(fā)生水平方向撓曲,樁-土交界面至墩頂段墩身位移呈線性增長;隨著岸坡的變形、滑移、失穩(wěn)演化,墩頂偏位呈緩增-激增的變化趨勢,在岸坡發(fā)生第1次失穩(wěn)破壞過程中偏位增量由緩增轉(zhuǎn)變?yōu)榧ぴ觥?/p>

(4)樁基損傷、開裂率先發(fā)生在樁基的土-巖交界面處,之后逐步向上發(fā)展;隨著岸坡在庫水位循環(huán)作用下變形、失穩(wěn),樁基由橫向裂縫發(fā)展為混合裂縫,直至岸坡發(fā)生第2次失穩(wěn)破壞過程中,樁基受拉區(qū)大面積失效并于土-巖交界面上部發(fā)生剪切破壞,破壞面與水平面夾角約為60°,因此,在橋梁運營期間,應(yīng)加強(qiáng)樁基土-巖交界面處的結(jié)構(gòu)性能監(jiān)測,后期整治應(yīng)著重對該位置進(jìn)行加固處理。