陳志雄，李康銀，王成龍，丁選明，蔣雪峰，陳育民

(1. 重慶大學土木工程學院，重慶 400045；2. 重慶大學山地城鎮(zhèn)建設與新技術教育部重點實驗室，重慶 400045；3. 河海大學土木與交通學院，江蘇，南京 210098)

地震激勵作用下，飽和土地基超孔隙水壓力增大，有效應力減小，土體由固態(tài)轉化為液態(tài)，容易引發(fā)側向擴展現(xiàn)象，特別是沿海、河岸河堤等地區(qū)尤為嚴重，產生巨大的剪切力容易剪斷樁基礎進而破壞上部結構，比如1976 年我國的唐山大地震[1]，地基側向擴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，地基液化擴展致使預制混凝土樁失效而導致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)生了液化側向擴展現(xiàn)象并對百花橋樁基礎造成嚴重破壞等[5-7]。

地基土發(fā)生液化側向擴展現(xiàn)象的主要是由于地基土的超孔隙水壓力無法及時排除而導致，為此國內外學者做了大量的試驗研究，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)結構鋼管樁，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，該新型樁由普通樁與排水體相結合而成，因此具有普通樁的承載能力。陳育民等[20]和Liu 等[21]對剛性排水樁單樁的抗液化性能進行了研究，楊耀輝等[22]和陳志雄等[23]進一步開展了剛性排水樁群樁的抗液化性能試驗研究，結果表明：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，維持土體有效應力， 顯著降低液化可能性。王翔鷹等[24]的現(xiàn)場試驗結果表明：剛性排水樁能夠迅速消散樁周因沉樁作用產生的超孔隙水壓力。但以上試驗研究主要針對土體內部的孔壓響應，同時剛性排水樁試驗均采用方樁，且均未考慮樁基礎結構的整體響應。相對剛性普通實心方樁，剛性排水管樁具有排水功能的同時，又具有普通樁的承載力，同時相對于實心樁，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，運用于工程實際可有效減緩地震荷載作用下土體的液化效應。

目前，針對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-岸壁系統(tǒng)的液化側向擴展場地。根據前人的經驗，振動臺模型試驗能很好地再現(xiàn)地震現(xiàn)象[25-28]，因此，研究本文基于振動臺模型試驗，對沿海、河岸河堤等液化場地地區(qū)的地震振動響應進行了模擬研究，對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-土-岸壁系統(tǒng)的動力響應特征，探討了不同密實度以及不同地震強度的影響，為剛性排水管樁的應用，提供了一定的試驗依據。

1 模型試驗概況

1.1 試驗設備

試驗在重慶大學巖土實驗中心進行，動力裝置采用美國ANCO 小型振動臺，其主要參數如表1所示。模型試驗過程中，不可避免的遇到邊界效應問題。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，從而模擬自由場地的變形，本試驗基于前人的研究設計經驗[30-33]，采用了疊梁式剪切模型箱，其內部尺寸：長0.95 m，寬0.85 m，高0.65 m。

表1 振動臺參數Table 1 Parameters of the shaking table system

1.2 相似比設計

由于模型尺寸較小，采用混凝土澆筑難以實現(xiàn)，試驗采用彈性模量為2000 MPa 的亞克力材料制作模型樁，模擬實際工程中的混凝土結構。根據 Bockingham π 定理及相關的研究基礎[28,34]，模型的幾何相似系數設計為SL=0.05，材料密度以及彈性模量相似比系數分別為Sρ=1、SE=0.05，其余物理量相似比系數可根據 Bockingham π 定理進行推導得出，如表2 所示。

表2 振動臺模型試驗相似比Table 2 Similitude ratios of shaking table tests

1.3 模型制備

本試驗沿著震動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，如圖1(a)所示，地基土裝載完成后如圖1(b)所示。剛性排水管樁技術示意圖如圖2 所示，與普通剛性管樁相比，其兩側增設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入排水體內堵塞排水通道，同時可允許液體自由進出。根據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。試驗采用顆粒級配不良的7#硅砂，其物理參數如表3 所示，顆粒級配曲線如圖3 所示。下文稱排水管樁模型地基為試驗組，普通樁模型地基為對照組。

圖1 模型地基實物圖Fig. 1 Model foundation

圖2 模型樁 /mmFig. 2 Model pile

圖3 硅砂級配曲線Fig. 3 Grading curve of silicon sand

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

試驗過程：首先使用焊槍將樁固定于亞克力底座上；根據前人經驗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5 cm 厚的黏土，試驗組中為了使排水樁的水順利排出地基，承臺下端鋪設一層2 cm 碎石層。模型地基制備過程中采用標定鋁盒采樣并分析，確保試驗組與對照組地基模型的均勻性和相對密實度大致相同。用膠水將承臺固定在樁頂上部，之后再施加上部砝碼荷載，并用膠水固定在承臺上部。

1.4 傳感器布置

模型地基中，試驗組與試驗組傳感器布置方式相同，如圖4(a)～圖4(c)所示。位移計通過剛性支架固定于振動臺面上。為了計算樁身彎矩，應變片沿著樁身對稱布置，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 試驗工況

試驗工況布置為不同相對密實度的模型地基在不同振動激勵作用下排水樁與普通樁的對比，具體工況如表4 所示。本試驗按不同相對密實度共裝載模型地基兩次，相對密實度為40%、70%的模型地基分別標記為組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，其加速度時程曲線分別如圖5(a)～圖5(c)所示。輸入不同振動激勵間對地基模型輸入幅值為0.02g的白噪聲10 s，并靜置一段時間等待孔壓消散。

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

表4 試驗工況布置Table 4 Decoration of tests

2 試驗結果與分析

2.1 超孔壓比

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

限于篇幅，本文僅分析工況2 的超孔壓比時程曲線，各測點的超孔比時程曲線如圖6(a)～圖6(i)所示，振動激勵于圖中第5 s 開始輸入。結果表明：對照組在5 s～8 s 內超孔壓比迅速上升并且達到峰值，試驗組則在5 s～6.5 s 內達到峰值，且峰值遠小于對照組試驗。這是因為試驗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，使得試驗組的超孔壓比無法繼續(xù)上升。峰值過后，對照組超孔壓比相較于對照組維持在較高的水平，甚至少數測點出現(xiàn)繼續(xù)上升的趨勢，待振動激勵停止時，超孔壓比出現(xiàn)斷崖式下降。試驗組峰值過后出現(xiàn)短時間的快速下降后保持穩(wěn)定緩慢的下降趨勢，直至振動激勵停止。由于土層頂部黏土透水性弱，超孔壓在短時間內難以消散至0，故振動結束后試驗組與對照組均產生殘余超孔壓比。超孔壓比為超孔壓與振動前總應力之比，由于越靠近地表位置總應力越小，同時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，且試驗組均小于對照組。

圖6 超孔壓比時程曲線(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 各測點的超孔壓比峰值沿深度分布規(guī)律。結果表明：試驗組的超孔壓比峰值遠小于對照組，其中試驗組的峰值為0.47，未達到液化狀態(tài)，而對照組的峰值達到1.0，可視為達到液化狀態(tài)。其中， A 列、B 列、C 列中試驗組的超孔壓比峰值分別約為對照組的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，試驗組A 列、B 列、C 列以及對照組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，符合實際工程中地基表層最先液化的情況。對照組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正弦波激勵下，靠近擋板測的土體發(fā)生的較大側向擴展(擋板位移達到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，導致埋深較淺處超孔壓無法持續(xù)升高。后續(xù)試驗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 加速度時程曲線分析

圖8 所示為工況6 加速度時程曲線，其中A6加速度傳感3 個階段：階段1(0 s～1 s)，振動激勵作用下加速度時程曲線迅速上升達到峰值，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組衰減幅度小于對照組，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)，對照組加速度幾乎保持不變直到振動激勵停止，而試驗組在保持穩(wěn)定的基礎上有增長的趨勢且越靠近地表增長越明顯，發(fā)生此現(xiàn)象的原因是振動激勵下地基土的固結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，土體有效應力得到了一定的增長。

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

2.4 加速度放大系數分析

圖9 和圖10 所示為工況3 中B 列液化前后加速度計所測(A2、A4、A7)加速度峰值放大系數。在0 s～2 s 時間段里，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如圖9 所示。結果表明：試驗組與對照組的加速度峰值放大系數隨著埋深的減小逐漸增大，不同密實度下，試驗組的加速度峰值放大系數普遍小于照組，但差別較小。圖10 所示為液化后加速度放大系數，此時試驗組的加速度峰值放大系數明顯大于對照組，且隨著深度的減小而差距愈加明顯。土體相對密實度為40%時，試驗組的平均加速度峰值放大系數為對照組的1.86 倍；土體相對密實度為70%時，則為1.75 倍。出現(xiàn)上述現(xiàn)象的原因是，排水樁可及時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，更好的隨著振動臺共同移動。

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

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

2.5 樁身彎矩

試驗中，剛性排水管樁與普通方樁的橫截面積與長度一致，通過試驗中二者的樁身彎矩情況，可模擬分析實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 所示為土體相對密實度為40%與70%時，樁身彎矩峰值分布規(guī)律。在0.05g正弦波激勵下，地基土未發(fā)生液化，各工況試驗組與對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正弦波激勵下，樁身彎矩較0.05g正弦波激勵下明顯增大，其中對照組增幅最為明顯。此時，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到最大，符合類似懸臂梁的受力特性。樁身彎矩峰值的對比中，試驗組總體上都小于對照組，且在中下部對比最為明顯。A 樁、B 樁、C 樁試驗組與對照組的樁身彎矩峰值的均值之比如表5 所示，結果表明：在同一地震激勵強度下試驗組樁身彎矩峰值的均值均小于對照組，在0.1g正弦波激勵作用下效果最為明顯。發(fā)生上述現(xiàn)象有以下兩個原因：① 在0.1g、0.2g正弦波作用下，土體液化后土體對樁身的水平方向約束減小，液化程度越高約束越小，同時由于樁頂有集中荷載(承臺)使得頂部的慣性較大，振動過程中樁體產生的彎矩更大。② 土體液化后土體發(fā)生側向流動產生較大側向力導致彎矩變大。

圖11 40%土體相對密實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%土體相對密實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，同時具有更好的經濟性。

2.6 承臺位移

圖13 所示為承臺位移時程曲線，振動激勵于圖中第5 s 開始輸入。0.05g正弦波激勵下，地震響應不明顯，工況1、工況4 試驗組與對照組承臺位移時程曲線相近，排水樁抗液化性能不明顯，不做分析。在0.1g正弦波激勵下，兩種密實度下承臺位移發(fā)展規(guī)律相近，工況2、工況5 的承臺位移時程曲線分別如圖13(a)和圖13(b)所示：相對靜止階段，5 s～6 s 時地震激勵較小，承臺與位移計運動規(guī)律幾乎一致，沒有發(fā)生相對位移，承臺相對位移接近0；上升階段，隨著振動激勵的增大，對照組試驗在6 s～8 s 時間段內承臺位移時程曲線迅速上升至峰值，試驗組則在6 s～7 s 內達到了峰值，時間遠少于對照組，并且峰值僅約為對照組的17%(工況2)、24%(工況5)；下降階段，由于使得土體發(fā)生固結沉降，地基土對樁的運動限制逐漸增大，因此承臺位移減小。激勵結束后，工況5 中試驗組幾乎不產生殘余位移，而對照組產生約3 mm 殘余位移。

圖13 承臺水平位移時程曲線Fig. 13 Time history curves of the cap horizontal displacement

在0.2g正弦波激勵下，工況3、工況6 的承臺位移時程曲線分別如圖13(c)和圖13(d)所示。與0.1g正弦波作用下不同的是：對照組的承臺位移時程曲線經過迅速上升階段后并沒有進入下降階段，這是因為在0.1g正弦波激勵下，對照組已較為充分完成固結沉降，地基土難以進一步增大剪切傳遞能力。而試驗組在0.1g正弦波激勵下固結沉降較小，同時排水樁及時的將超孔壓水迅速排出，使得地基土剪切傳遞能力進一步提高，承臺位移時程曲線下降；激振作用過程中，試驗組峰值僅約為對照組的60%(工況3)、65%(工況6)，激勵結束后試驗組殘余位移接近0，而對照組則產生約2.5 mm 的殘余位移。

2.7 岸壁位移

通過測量岸壁與剪切箱頂部的交接點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果圖。在40%與70%相對密實度的模型地基中，0.05g正弦波激勵作用后，試驗組與對照組的岸壁均未產生位移；40%相對密實度地基中，0.1g、0.2g正弦波激勵作用下，對照組產生的岸壁位移分別是試驗組的4 倍、0.63 倍，試驗組與對照組的岸壁總位移分別為71 mm、112 mm，前者為后者的0.63；70%相對密實度地基中，0.1g、0.2g正弦波激勵作用下，對照組產生的岸壁位移分別是試驗組的4.53 倍、1.13 倍，試驗組與對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

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

2.8 地基表面沉降

試驗通過使用直尺分別測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%相對密實度模型地基經過工況1、工況2、工況3 試驗后地基沉降面網格圖，圖15(a)中“地面標高”中，以模型地基底部標高為0。結果表明：試驗組地基表面沿振動方向從剪切箱邊緣到岸壁，坡面高度先緩慢增長，到達最高點后，坡面下降較快，在離岸壁最近處達到最低點，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。對照組沿振動方向從剪切箱邊緣到岸壁，整個坡面的高度呈平穩(wěn)下降趨勢，最低點高度為45.3 cm，最高點高度為50 cm。圖15(b)所示為70%相對密實度模型地基經過工況4、工況5、工況6 試驗結束后地基面沉降網格圖。由圖15(b)可知，兩組試驗沉降面類似，較第一組不同的是，試驗組地基坡面在排水樁區(qū)域內凸起更為明顯。試驗組最低處高度為47 cm，最高處高度為55 cm，對照組最高處為51.3 cm，最低處為46.3 cm。結果表明：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 地基沉降網格圖Fig. 15 Grids of the Foundation Settlement

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

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

3 結論

本文基于振動臺模型試驗，對比分析了液化側向擴展場地下排水管樁與普通樁地基的振動響應，得到以下結論：

(1)小震作用下，地基未發(fā)生液化時，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)排水管樁地基承臺位移峰值較普通樁地基小，在中震時排水管樁承臺位移約為普通樁的17%(40%相對密實度)、24%(70%相對密實度)；在大震時約為普通樁的60%(40%相對密實度)、65%(70%相對密實度)。且前者幾乎不產生殘余位移，后者產生較大的殘余位移。

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