陳志雄，李康銀，王成龍，丁選明，蔣雪峰，陳育民

(1. 重慶大學(xué)土木工程學(xué)院，重慶 400045；2. 重慶大學(xué)山地城鎮(zhèn)建設(shè)與新技術(shù)教育部重點(diǎn)實(shí)驗(yàn)室，重慶 400045；3. 河海大學(xué)土木與交通學(xué)院，江蘇，南京 210098)

地震激勵(lì)作用下，飽和土地基超孔隙水壓力增大，有效應(yīng)力減小，土體由固態(tài)轉(zhuǎn)化為液態(tài)，容易引發(fā)側(cè)向擴(kuò)展現(xiàn)象，特別是沿海、河岸河堤等地區(qū)尤為嚴(yán)重，產(chǎn)生巨大的剪切力容易剪斷樁基礎(chǔ)進(jìn)而破壞上部結(jié)構(gòu)，比如1976 年我國的唐山大地震[1]，地基側(cè)向擴(kuò)展致使唐山勝利橋一根橋墩斷裂，四根橋墩發(fā)生向右的偏移；1995 年日本的Kobe 大地震，地基液化擴(kuò)展致使預(yù)制混凝土樁失效而導(dǎo)致Nishinomiya-ko 橋發(fā)生倒塌[2-3]；Zhou 等[4]在我國2008 年的汶川大地震的震害研究發(fā)現(xiàn)，在映秀鎮(zhèn)發(fā)生了液化側(cè)向擴(kuò)展現(xiàn)象并對(duì)百花橋樁基礎(chǔ)造成嚴(yán)重破壞等[5-7]。

地基土發(fā)生液化側(cè)向擴(kuò)展現(xiàn)象的主要是由于地基土的超孔隙水壓力無法及時(shí)排除而導(dǎo)致，為此國內(nèi)外學(xué)者做了大量的試驗(yàn)研究，試圖研發(fā)出排水樁，降低孔隙水壓力[8-14]。如Tanaka 等[15-16]提出具有多孔通道排水的鋼樁。Harada 等[17]提出層環(huán)結(jié)構(gòu)鋼管樁，以及目前研究較多的碎石樁等[18]。大量研究表明：排水樁具有良好的抗液化性能，但研究大多基于柔性樁，承載力不足的問題依舊沒能很好的解決。劉漢龍[19]提出了新型剛性排水樁技術(shù)，該新型樁由普通樁與排水體相結(jié)合而成，因此具有普通樁的承載能力。陳育民等[20]和Liu 等[21]對(duì)剛性排水樁單樁的抗液化性能進(jìn)行了研究，楊耀輝等[22]和陳志雄等[23]進(jìn)一步開展了剛性排水樁群樁的抗液化性能試驗(yàn)研究，結(jié)果表明：無論單樁或群樁，與普通樁相比，剛性排水樁均可有效的消散樁周土體的超孔隙水壓力，維持土體有效應(yīng)力， 顯著降低液化可能性。王翔鷹等[24]的現(xiàn)場(chǎng)試驗(yàn)結(jié)果表明：剛性排水樁能夠迅速消散樁周因沉樁作用產(chǎn)生的超孔隙水壓力。但以上試驗(yàn)研究主要針對(duì)土體內(nèi)部的孔壓響應(yīng)，同時(shí)剛性排水樁試驗(yàn)均采用方樁，且均未考慮樁基礎(chǔ)結(jié)構(gòu)的整體響應(yīng)。相對(duì)剛性普通實(shí)心方樁，剛性排水管樁具有排水功能的同時(shí)，又具有普通樁的承載力，同時(shí)相對(duì)于實(shí)心樁，同一截面積下其具有更大的慣性矩，從而具有更好的抗彎性能，運(yùn)用于工程實(shí)際可有效減緩地震荷載作用下土體的液化效應(yīng)。

目前，針對(duì)剛性排水管樁群樁抗液化性能的研究仍十分有限，尤其是考慮樁-土-承臺(tái)-岸壁系統(tǒng)的液化側(cè)向擴(kuò)展場(chǎng)地。根據(jù)前人的經(jīng)驗(yàn)，振動(dòng)臺(tái)模型試驗(yàn)?zāi)芎芎玫卦佻F(xiàn)地震現(xiàn)象[25-28]，因此，研究本文基于振動(dòng)臺(tái)模型試驗(yàn)，對(duì)沿海、河岸河堤等液化場(chǎng)地地區(qū)的地震振動(dòng)響應(yīng)進(jìn)行了模擬研究，對(duì)比分析了剛性排水管樁模型地基與普通方樁模型地基樁-承臺(tái)-土-岸壁系統(tǒng)的動(dòng)力響應(yīng)特征，探討了不同密實(shí)度以及不同地震強(qiáng)度的影響，為剛性排水管樁的應(yīng)用，提供了一定的試驗(yàn)依據(jù)。

1 模型試驗(yàn)概況

1.1 試驗(yàn)設(shè)備

試驗(yàn)在重慶大學(xué)巖土實(shí)驗(yàn)中心進(jìn)行，動(dòng)力裝置采用美國ANCO 小型振動(dòng)臺(tái)，其主要參數(shù)如表1所示。模型試驗(yàn)過程中，不可避免的遇到邊界效應(yīng)問題。宋二祥等[29]研究表明：采用柔性模型箱或剪切式模型箱可較好地減小邊界效應(yīng)，從而模擬自由場(chǎng)地的變形，本試驗(yàn)基于前人的研究設(shè)計(jì)經(jīng)驗(yàn)[30-33]，采用了疊梁式剪切模型箱，其內(nèi)部尺寸：長0.95 m，寬0.85 m，高0.65 m。

表1 振動(dòng)臺(tái)參數(shù)Table 1 Parameters of the shaking table system

1.2 相似比設(shè)計(jì)

由于模型尺寸較小，采用混凝土澆筑難以實(shí)現(xiàn)，試驗(yàn)采用彈性模量為2000 MPa 的亞克力材料制作模型樁，模擬實(shí)際工程中的混凝土結(jié)構(gòu)。根據(jù) Bockingham π 定理及相關(guān)的研究基礎(chǔ)[28,34]，模型的幾何相似系數(shù)設(shè)計(jì)為SL=0.05，材料密度以及彈性模量相似比系數(shù)分別為Sρ=1、SE=0.05，其余物理量相似比系數(shù)可根據(jù) Bockingham π 定理進(jìn)行推導(dǎo)得出，如表2 所示。

表2 振動(dòng)臺(tái)模型試驗(yàn)相似比Table 2 Similitude ratios of shaking table tests

1.3 模型制備

本試驗(yàn)沿著震動(dòng)方向使用隔板將剪切模型箱平均一分為二，一半用于制備普通樁模型地基，另一半用于制備排水樁模型地基，模型箱底部各有一塊用于固定樁底的亞克力底座。岸壁由焊接在鐵架上的亞克力板模擬，鐵架繞底部旋轉(zhuǎn)，如圖1(a)所示，地基土裝載完成后如圖1(b)所示。剛性排水管樁技術(shù)示意圖如圖2 所示，與普通剛性管樁相比，其兩側(cè)增設(shè)兩條排水體形成豎向的排水通道，排水體使用土工布包裹防止砂子進(jìn)入排水體內(nèi)堵塞排水通道，同時(shí)可允許液體自由進(jìn)出。根據(jù)相似比定制的亞克力材料剛性排水管樁與普通樁分別如圖2(a)和圖2(b)所示，二者等面積且上部豎向荷載均為60 kg。試驗(yàn)采用顆粒級(jí)配不良的7#硅砂，其物理參數(shù)如表3 所示，顆粒級(jí)配曲線如圖3 所示。下文稱排水管樁模型地基為試驗(yàn)組，普通樁模型地基為對(duì)照組。

圖1 模型地基實(shí)物圖Fig. 1 Model foundation

圖2 模型樁 /mmFig. 2 Model pile

圖3 硅砂級(jí)配曲線Fig. 3 Grading curve of silicon sand

表3 7#硅砂物理參數(shù)Table 3 Physical properties of 7# silica sand

試驗(yàn)過程：首先使用焊槍將樁固定于亞克力底座上；根據(jù)前人經(jīng)驗(yàn)采用砂雨法制備模型地基[35]，每加水5 cm 回填砂子一次，通過控制下落高度可獲得不同的密實(shí)度地基[36]，為了減慢地基表層超孔隙水的消散速度，在地基面鋪設(shè)5 cm 厚的黏土，試驗(yàn)組中為了使排水樁的水順利排出地基，承臺(tái)下端鋪設(shè)一層2 cm 碎石層。模型地基制備過程中采用標(biāo)定鋁盒采樣并分析，確保試驗(yàn)組與對(duì)照組地基模型的均勻性和相對(duì)密實(shí)度大致相同。用膠水將承臺(tái)固定在樁頂上部，之后再施加上部砝碼荷載，并用膠水固定在承臺(tái)上部。

1.4 傳感器布置

模型地基中，試驗(yàn)組與試驗(yàn)組傳感器布置方式相同，如圖4(a)～圖4(c)所示。位移計(jì)通過剛性支架固定于振動(dòng)臺(tái)面上。為了計(jì)算樁身彎矩，應(yīng)變片沿著樁身對(duì)稱布置，每根樁布置10 片。

圖4 模型布置示意圖 /mmFig. 4 Schematic diagram of the model tests

1.5 試驗(yàn)工況

試驗(yàn)工況布置為不同相對(duì)密實(shí)度的模型地基在不同振動(dòng)激勵(lì)作用下排水樁與普通樁的對(duì)比，具體工況如表4 所示。本試驗(yàn)按不同相對(duì)密實(shí)度共裝載模型地基兩次，相對(duì)密實(shí)度為40%、70%的模型地基分別標(biāo)記為組1、組2。組1 與組2 地基模型分別按順序加載振幅為0.05g、0.1g、0.2g的正弦波，分別模擬地震中的小震、中震、大震，其加速度時(shí)程曲線分別如圖5(a)～圖5(c)所示。輸入不同振動(dòng)激勵(lì)間對(duì)地基模型輸入幅值為0.02g的白噪聲10 s，并靜置一段時(shí)間等待孔壓消散。

圖5 輸入加速度時(shí)程曲線Fig. 5 Time-history curves of the input acceleration

表4 試驗(yàn)工況布置Table 4 Decoration of tests

2 試驗(yàn)結(jié)果與分析

2.1 超孔壓比

本文中，由于模型地基較小，土壓力計(jì)難以實(shí)時(shí)精確測(cè)出土中不斷變化的總應(yīng)力，土的有效應(yīng)力難以獲取，故定義超孔壓比為超孔隙水壓力與總應(yīng)力之比，其中超孔隙水壓力直接測(cè)得，總應(yīng)力為模型地基重度與孔隙水壓力傳感器埋深的乘積。標(biāo)記P1、P4、P7 孔壓計(jì)標(biāo)記為A 列孔壓計(jì)，P2、P5、P8 孔壓計(jì)標(biāo)記為B 列孔壓計(jì)，P3、P6、P9 孔壓計(jì)標(biāo)記為C 列孔壓計(jì)。

限于篇幅，本文僅分析工況2 的超孔壓比時(shí)程曲線，各測(cè)點(diǎn)的超孔比時(shí)程曲線如圖6(a)～圖6(i)所示，振動(dòng)激勵(lì)于圖中第5 s 開始輸入。結(jié)果表明：對(duì)照組在5 s～8 s 內(nèi)超孔壓比迅速上升并且達(dá)到峰值，試驗(yàn)組則在5 s～6.5 s 內(nèi)達(dá)到峰值，且峰值遠(yuǎn)小于對(duì)照組試驗(yàn)。這是因?yàn)樵囼?yàn)組中的排水體形成的排水通道能夠有效的將土中的孔隙水排出土體外，使得試驗(yàn)組的超孔壓比無法繼續(xù)上升。峰值過后，對(duì)照組超孔壓比相較于對(duì)照組維持在較高的水平，甚至少數(shù)測(cè)點(diǎn)出現(xiàn)繼續(xù)上升的趨勢(shì)，待振動(dòng)激勵(lì)停止時(shí)，超孔壓比出現(xiàn)斷崖式下降。試驗(yàn)組峰值過后出現(xiàn)短時(shí)間的快速下降后保持穩(wěn)定緩慢的下降趨勢(shì)，直至振動(dòng)激勵(lì)停止。由于土層頂部黏土透水性弱，超孔壓在短時(shí)間內(nèi)難以消散至0，故振動(dòng)結(jié)束后試驗(yàn)組與對(duì)照組均產(chǎn)生殘余超孔壓比。超孔壓比為超孔壓與振動(dòng)前總應(yīng)力之比，由于越靠近地表位置總應(yīng)力越小，同時(shí)由于表層黏土作用以及液化排水作用的水位上升，殘余超孔壓比呈現(xiàn)出越靠近地表超孔壓比越大的規(guī)律，且試驗(yàn)組均小于對(duì)照組。

圖6 超孔壓比時(shí)程曲線(工況2)Fig. 6 Time-history curves of the excess pore pressure ratio (Case 2)

2.2 超孔壓比峰值分析

圖7 所示為工況2 各測(cè)點(diǎn)的超孔壓比峰值沿深度分布規(guī)律。結(jié)果表明：試驗(yàn)組的超孔壓比峰值遠(yuǎn)小于對(duì)照組，其中試驗(yàn)組的峰值為0.47，未達(dá)到液化狀態(tài)，而對(duì)照組的峰值達(dá)到1.0，可視為達(dá)到液化狀態(tài)。其中， A 列、B 列、C 列中試驗(yàn)組的超孔壓比峰值分別約為對(duì)照組的45%～50%、35%～50%、50%～60%。

圖7 不同埋深處超孔壓比峰值(工況2)Fig. 7 Comparison of peak excess pore pressure ratio along depth (Case 2)

水平方向上，無論是排水樁或普通樁，越靠近岸壁的位置超孔壓比峰值越小。豎直方向上，試驗(yàn)組A 列、B 列、C 列以及對(duì)照組A 列的超孔壓比峰值均呈現(xiàn)出埋深越小超孔壓比越大的規(guī)律，符合實(shí)際工程中地基表層最先液化的情況。對(duì)照組B 列、C 列的超孔壓比峰值比較中，中部峰值均大于底部峰值，而頂部峰值小于中部峰值，這可能是由于在0.1g正弦波激勵(lì)下，靠近擋板測(cè)的土體發(fā)生的較大側(cè)向擴(kuò)展(擋板位移達(dá)到80 mm)破壞了地基表層部分黏土，無法很好的限制超孔隙水的外流，導(dǎo)致埋深較淺處超孔壓無法持續(xù)升高。后續(xù)試驗(yàn)可嘗試通過增加黏土層厚度來降低黏土層被破壞的可能性。

2.3 加速度時(shí)程曲線分析

圖8 所示為工況6 加速度時(shí)程曲線，其中A6加速度傳感3 個(gè)階段：階段1(0 s～1 s)，振動(dòng)激勵(lì)作用下加速度時(shí)程曲線迅速上升達(dá)到峰值，地基尚未發(fā)生液化，具有較大的剪切傳遞能力；階段2(約1 s～2 s)，模型地基加速度急速衰減且試驗(yàn)組衰減幅度小于對(duì)照組，越靠近地表衰減越明顯，表明地基開始發(fā)生液化，剪切傳遞能力急速下降。階段3(2 s～10 s)，模型地基處于已液化狀態(tài)，對(duì)照組加速度幾乎保持不變直到振動(dòng)激勵(lì)停止，而試驗(yàn)組在保持穩(wěn)定的基礎(chǔ)上有增長的趨勢(shì)且越靠近地表增長越明顯，發(fā)生此現(xiàn)象的原因是振動(dòng)激勵(lì)下地基土的固結(jié)以及剛性排水管樁形成的排水通道不斷地將超孔隙水排出，土體有效應(yīng)力得到了一定的增長。

圖8 加速度時(shí)程曲線(工況3)Fig. 8 Time-history curves of the acceleration (Case 3)

2.4 加速度放大系數(shù)分析

圖9 和圖10 所示為工況3 中B 列液化前后加速度計(jì)所測(cè)(A2、A4、A7)加速度峰值放大系數(shù)。在0 s～2 s 時(shí)間段里，地基土由未液化發(fā)展到開始液化，其加速度峰值放大系數(shù)如圖9 所示。結(jié)果表明：試驗(yàn)組與對(duì)照組的加速度峰值放大系數(shù)隨著埋深的減小逐漸增大，不同密實(shí)度下，試驗(yàn)組的加速度峰值放大系數(shù)普遍小于照組，但差別較小。圖10 所示為液化后加速度放大系數(shù)，此時(shí)試驗(yàn)組的加速度峰值放大系數(shù)明顯大于對(duì)照組，且隨著深度的減小而差距愈加明顯。土體相對(duì)密實(shí)度為40%時(shí)，試驗(yàn)組的平均加速度峰值放大系數(shù)為對(duì)照組的1.86 倍；土體相對(duì)密實(shí)度為70%時(shí)，則為1.75 倍。出現(xiàn)上述現(xiàn)象的原因是，排水樁可及時(shí)地將土中的部分超孔隙水排出，使得模型地基保持較普通樁地基更高的剪切傳遞能力，更好的隨著振動(dòng)臺(tái)共同移動(dòng)。

圖9 土體液化前加速度放大系數(shù)Fig. 9 Acceleration amplification factor before soil liquefaction

圖10 土體液化后加速度放大系數(shù)Fig. 10 Acceleration amplification factor after soil liquefaction

2.5 樁身彎矩

試驗(yàn)中，剛性排水管樁與普通方樁的橫截面積與長度一致，通過試驗(yàn)中二者的樁身彎矩情況，可模擬分析實(shí)際工程中在相同的混凝土量下二者的抗液化性能。圖11 和圖12 所示為土體相對(duì)密實(shí)度為40%與70%時(shí)，樁身彎矩峰值分布規(guī)律。在0.05g正弦波激勵(lì)下，地基土未發(fā)生液化，各工況試驗(yàn)組與對(duì)照組樁身彎矩峰值相近且沿著深度變化不大，排水樁的抗液化性能不明顯；在0.1g、0.2g正弦波激勵(lì)下，樁身彎矩較0.05g正弦波激勵(lì)下明顯增大，其中對(duì)照組增幅最為明顯。此時(shí)，樁身彎矩隨著埋深的增加而逐漸增大，在中下部或者底部達(dá)到最大，符合類似懸臂梁的受力特性。樁身彎矩峰值的對(duì)比中，試驗(yàn)組總體上都小于對(duì)照組，且在中下部對(duì)比最為明顯。A 樁、B 樁、C 樁試驗(yàn)組與對(duì)照組的樁身彎矩峰值的均值之比如表5 所示，結(jié)果表明：在同一地震激勵(lì)強(qiáng)度下試驗(yàn)組樁身彎矩峰值的均值均小于對(duì)照組，在0.1g正弦波激勵(lì)作用下效果最為明顯。發(fā)生上述現(xiàn)象有以下兩個(gè)原因：① 在0.1g、0.2g正弦波作用下，土體液化后土體對(duì)樁身的水平方向約束減小，液化程度越高約束越小，同時(shí)由于樁頂有集中荷載(承臺(tái))使得頂部的慣性較大，振動(dòng)過程中樁體產(chǎn)生的彎矩更大。② 土體液化后土體發(fā)生側(cè)向流動(dòng)產(chǎn)生較大側(cè)向力導(dǎo)致彎矩變大。

圖11 40%土體相對(duì)密實(shí)度下樁身彎矩峰值沿深度分布規(guī)律Fig. 11 Peak pile bending moment along depth with a relative density of 40%

圖12 70%土體相對(duì)密實(shí)度下樁身彎矩峰值沿深度分布規(guī)律Fig. 12 Peak pile bending moment along depth with a relative density of 70%

表5 排水樁與普通樁樁身彎矩峰值的均值之比Table 5 The ratio of the mean value of the peak bending moment of the drainage pile and the ordinary pile

通過試驗(yàn)可知，同一混凝土量下，剛性排水管樁抗彎剛度較普通方樁更大，在此情況下，其樁身彎矩依舊小于普通方樁，說明了剛性排水管樁在地震荷載作用下具有更好的抗液化性能，更不容易破壞，同時(shí)具有更好的經(jīng)濟(jì)性。

2.6 承臺(tái)位移

圖13 所示為承臺(tái)位移時(shí)程曲線，振動(dòng)激勵(lì)于圖中第5 s 開始輸入。0.05g正弦波激勵(lì)下，地震響應(yīng)不明顯，工況1、工況4 試驗(yàn)組與對(duì)照組承臺(tái)位移時(shí)程曲線相近，排水樁抗液化性能不明顯，不做分析。在0.1g正弦波激勵(lì)下，兩種密實(shí)度下承臺(tái)位移發(fā)展規(guī)律相近，工況2、工況5 的承臺(tái)位移時(shí)程曲線分別如圖13(a)和圖13(b)所示：相對(duì)靜止階段，5 s～6 s 時(shí)地震激勵(lì)較小，承臺(tái)與位移計(jì)運(yùn)動(dòng)規(guī)律幾乎一致，沒有發(fā)生相對(duì)位移，承臺(tái)相對(duì)位移接近0；上升階段，隨著振動(dòng)激勵(lì)的增大，對(duì)照組試驗(yàn)在6 s～8 s 時(shí)間段內(nèi)承臺(tái)位移時(shí)程曲線迅速上升至峰值，試驗(yàn)組則在6 s～7 s 內(nèi)達(dá)到了峰值，時(shí)間遠(yuǎn)少于對(duì)照組，并且峰值僅約為對(duì)照組的17%(工況2)、24%(工況5)；下降階段，由于使得土體發(fā)生固結(jié)沉降，地基土對(duì)樁的運(yùn)動(dòng)限制逐漸增大，因此承臺(tái)位移減小。激勵(lì)結(jié)束后，工況5 中試驗(yàn)組幾乎不產(chǎn)生殘余位移，而對(duì)照組產(chǎn)生約3 mm 殘余位移。

圖13 承臺(tái)水平位移時(shí)程曲線Fig. 13 Time history curves of the cap horizontal displacement

在0.2g正弦波激勵(lì)下，工況3、工況6 的承臺(tái)位移時(shí)程曲線分別如圖13(c)和圖13(d)所示。與0.1g正弦波作用下不同的是：對(duì)照組的承臺(tái)位移時(shí)程曲線經(jīng)過迅速上升階段后并沒有進(jìn)入下降階段，這是因?yàn)樵?.1g正弦波激勵(lì)下，對(duì)照組已較為充分完成固結(jié)沉降，地基土難以進(jìn)一步增大剪切傳遞能力。而試驗(yàn)組在0.1g正弦波激勵(lì)下固結(jié)沉降較小，同時(shí)排水樁及時(shí)的將超孔壓水迅速排出，使得地基土剪切傳遞能力進(jìn)一步提高，承臺(tái)位移時(shí)程曲線下降；激振作用過程中，試驗(yàn)組峰值僅約為對(duì)照組的60%(工況3)、65%(工況6)，激勵(lì)結(jié)束后試驗(yàn)組殘余位移接近0，而對(duì)照組則產(chǎn)生約2.5 mm 的殘余位移。

2.7 岸壁位移

通過測(cè)量岸壁與剪切箱頂部的交接點(diǎn)的位移變化可得到岸壁位移情況。圖14 所示為各工況岸壁擋墻位移結(jié)果圖。在40%與70%相對(duì)密實(shí)度的模型地基中，0.05g正弦波激勵(lì)作用后，試驗(yàn)組與對(duì)照組的岸壁均未產(chǎn)生位移；40%相對(duì)密實(shí)度地基中，0.1g、0.2g正弦波激勵(lì)作用下，對(duì)照組產(chǎn)生的岸壁位移分別是試驗(yàn)組的4 倍、0.63 倍，試驗(yàn)組與對(duì)照組的岸壁總位移分別為71 mm、112 mm，前者為后者的0.63；70%相對(duì)密實(shí)度地基中，0.1g、0.2g正弦波激勵(lì)作用下，對(duì)照組產(chǎn)生的岸壁位移分別是試驗(yàn)組的4.53 倍、1.13 倍，試驗(yàn)組與對(duì)照組的岸壁總位移分別為45 mm、102 mm，前者為后者的2.67 倍。表明在地震荷載作用下，剛性排水管樁可有效的減小岸壁的位移。

圖14 岸壁位移Fig. 14 Displacement of the quay wall

對(duì)比不同密實(shí)度下岸壁的位移可以看出，無論排水樁還是普通樁地基中，密實(shí)度越大，岸壁位移越?。坏鼗軐?shí)度越高，排水樁地基相對(duì)普通樁地基減小的岸壁位移更為明顯。70%相對(duì)密實(shí)度中，排水樁地基岸壁位移相對(duì)普通樁地基減少了56%，而低密實(shí)度地基中僅減少了37%。

2.8 地基表面沉降

試驗(yàn)通過使用直尺分別測(cè)量沉降前后的模型地基面與剪切箱頂部的距離，沉降后模型地基面與剪切箱頂部的距離與沉降前模型地基表面與剪切箱頂部的距離之差即為地表沉降量。圖15(a)所示為40%相對(duì)密實(shí)度模型地基經(jīng)過工況1、工況2、工況3 試驗(yàn)后地基沉降面網(wǎng)格圖，圖15(a)中“地面標(biāo)高”中，以模型地基底部標(biāo)高為0。結(jié)果表明：試驗(yàn)組地基表面沿振動(dòng)方向從剪切箱邊緣到岸壁，坡面高度先緩慢增長，到達(dá)最高點(diǎn)后，坡面下降較快，在離岸壁最近處達(dá)到最低點(diǎn)，其高度為45.6 cm。排水樁區(qū)域隆起處為地基的最高處，距離岸壁20 cm，其高度為52.5 cm。對(duì)照組沿振動(dòng)方向從剪切箱邊緣到岸壁，整個(gè)坡面的高度呈平穩(wěn)下降趨勢(shì)，最低點(diǎn)高度為45.3 cm，最高點(diǎn)高度為50 cm。圖15(b)所示為70%相對(duì)密實(shí)度模型地基經(jīng)過工況4、工況5、工況6 試驗(yàn)結(jié)束后地基面沉降網(wǎng)格圖。由圖15(b)可知，兩組試驗(yàn)沉降面類似，較第一組不同的是，試驗(yàn)組地基坡面在排水樁區(qū)域內(nèi)凸起更為明顯。試驗(yàn)組最低處高度為47 cm，最高處高度為55 cm，對(duì)照組最高處為51.3 cm，最低處為46.3 cm。結(jié)果表明：剛性排水管樁在地震荷載作用下可有效的減少地基沉降，提高地基承載力。

圖15 地基沉降網(wǎng)格圖Fig. 15 Grids of the Foundation Settlement

圖16 所示為地基平均沉降柱狀圖。結(jié)果表明： 施加相同的荷載作用后，不同密實(shí)度地基中的試驗(yàn)組沉降均小于對(duì)照組，土體相對(duì)密實(shí)度為40%和70%時(shí)，試驗(yàn)組沉降相較于對(duì)照組分別減少了17%和28%。說明在高密實(shí)度下排水樁減少地基沉降效果更為明顯，這也和高密實(shí)度下岸壁位移的規(guī)律相符合。

圖16 地基平均沉降Fig. 16 Average soil foundation settlement

3 結(jié)論

本文基于振動(dòng)臺(tái)模型試驗(yàn)，對(duì)比分析了液化側(cè)向擴(kuò)展場(chǎng)地下排水管樁與普通樁地基的振動(dòng)響應(yīng)，得到以下結(jié)論：

(1)小震作用下，地基未發(fā)生液化時(shí)，剛性排水管樁與普通樁模型地基的超孔隙水壓力、加速度、沉降、樁身彎矩、承臺(tái)位移等無明顯差別。

(2)在中震作用下，豎直方向上呈現(xiàn)出埋深越小超孔壓比越大的規(guī)律。剛性排水管樁可有效降低土中超孔隙水壓力，其超孔隙水壓力，約為普通樁模型地基超孔隙水壓力的34%～60%。

(3)在中震、大震作用下，土體液化前，剛性排水管樁與普通樁的加速度放大系數(shù)峰值無明顯區(qū)別。土體液化后，剛性排水管樁的加速度放大系數(shù)明顯大于普通樁，分別為后者的1.86 倍(中震)、1.75 倍(大震)。

(4)在中震、大震作用下，排水管樁樁身彎矩峰值的均值均小于普通樁，前者較后者最大可減少63.65%，樁身彎矩最大值出現(xiàn)在靠近樁底的位置。

(5)排水管樁地基承臺(tái)位移峰值較普通樁地基小，在中震時(shí)排水管樁承臺(tái)位移約為普通樁的17%(40%相對(duì)密實(shí)度)、24%(70%相對(duì)密實(shí)度)；在大震時(shí)約為普通樁的60%(40%相對(duì)密實(shí)度)、65%(70%相對(duì)密實(shí)度)。且前者幾乎不產(chǎn)生殘余位移，后者產(chǎn)生較大的殘余位移。

(6)剛性排水管樁可以有效減小液化側(cè)向擴(kuò)展引起的岸壁位移與地基沉降，且密實(shí)度越高效果越明顯。