液化侧向扩展场地刚性排水管桩群桩振动台试验研究

2022-09-03陈志雄李康银王成龙丁选明蒋雪峰陈育民

工程力学 2022年9期

陈志雄，李康银，王成龙，丁选明，蒋雪峰，陈育民

(1. 重庆大学土木工程学院，重庆 400045；2. 重庆大学山地城镇建设与新技术教育部重点实验室，重庆 400045；3. 河海大学土木与交通学院，江苏，南京 210098)

地震激励作用下，饱和土地基超孔隙水压力增大，有效应力减小，土体由固态转化为液态，容易引发侧向扩展现象，特别是沿海、河岸河堤等地区尤为严重，产生巨大的剪切力容易剪断桩基础进而破坏上部结构，比如1976 年我国的唐山大地震[1]，地基侧向扩展致使唐山胜利桥一根桥墩断裂，四根桥墩发生向右的偏移；1995 年日本的Kobe 大地震，地基液化扩展致使预制混凝土桩失效而导致Nishinomiya-ko 桥发生倒塌[2-3]；Zhou 等[4]在我国2008 年的汶川大地震的震害研究发现，在映秀镇发生了液化侧向扩展现象并对百花桥桩基础造成严重破坏等[5-7]。

地基土发生液化侧向扩展现象的主要是由于地基土的超孔隙水压力无法及时排除而导致，为此国内外学者做了大量的试验研究，试图研发出排水桩，降低孔隙水压力[8-14]。如Tanaka 等[15-16]提出具有多孔通道排水的钢桩。Harada 等[17]提出层环结构钢管桩，以及目前研究较多的碎石桩等[18]。大量研究表明：排水桩具有良好的抗液化性能，但研究大多基于柔性桩，承载力不足的问题依旧没能很好的解决。刘汉龙[19]提出了新型刚性排水桩技术，该新型桩由普通桩与排水体相结合而成，因此具有普通桩的承载能力。陈育民等[20]和Liu 等[21]对刚性排水桩单桩的抗液化性能进行了研究，杨耀辉等[22]和陈志雄等[23]进一步开展了刚性排水桩群桩的抗液化性能试验研究，结果表明：无论单桩或群桩，与普通桩相比，刚性排水桩均可有效的消散桩周土体的超孔隙水压力，维持土体有效应力，显著降低液化可能性。王翔鹰等[24]的现场试验结果表明：刚性排水桩能够迅速消散桩周因沉桩作用产生的超孔隙水压力。但以上试验研究主要针对土体内部的孔压响应，同时刚性排水桩试验均采用方桩，且均未考虑桩基础结构的整体响应。相对刚性普通实心方桩，刚性排水管桩具有排水功能的同时，又具有普通桩的承载力，同时相对于实心桩，同一截面积下其具有更大的惯性矩，从而具有更好的抗弯性能，运用于工程实际可有效减缓地震荷载作用下土体的液化效应。

目前，针对刚性排水管桩群桩抗液化性能的研究仍十分有限，尤其是考虑桩-土-承台-岸壁系统的液化侧向扩展场地。根据前人的经验，振动台模型试验能很好地再现地震现象[25-28]，因此，研究本文基于振动台模型试验，对沿海、河岸河堤等液化场地地区的地震振动响应进行了模拟研究，对比分析了刚性排水管桩模型地基与普通方桩模型地基桩-承台-土-岸壁系统的动力响应特征，探讨了不同密实度以及不同地震强度的影响，为刚性排水管桩的应用，提供了一定的试验依据。

1 模型试验概况

1.1 试验设备

试验在重庆大学岩土实验中心进行，动力装置采用美国ANCO 小型振动台，其主要参数如表1所示。模型试验过程中，不可避免的遇到边界效应问题。宋二祥等[29]研究表明：采用柔性模型箱或剪切式模型箱可较好地减小边界效应，从而模拟自由场地的变形，本试验基于前人的研究设计经验[30-33]，采用了叠梁式剪切模型箱，其内部尺寸：长0.95 m，宽0.85 m，高0.65 m。

表1 振动台参数Table 1 Parameters of the shaking table system

1.2 相似比设计

由于模型尺寸较小，采用混凝土浇筑难以实现，试验采用弹性模量为2000 MPa 的亚克力材料制作模型桩，模拟实际工程中的混凝土结构。根据 Bockingham π 定理及相关的研究基础[28,34]，模型的几何相似系数设计为SL=0.05，材料密度以及弹性模量相似比系数分别为Sρ=1、SE=0.05，其余物理量相似比系数可根据 Bockingham π 定理进行推导得出，如表2 所示。

表2 振动台模型试验相似比Table 2 Similitude ratios of shaking table tests

1.3 模型制备

本试验沿着震动方向使用隔板将剪切模型箱平均一分为二，一半用于制备普通桩模型地基，另一半用于制备排水桩模型地基，模型箱底部各有一块用于固定桩底的亚克力底座。岸壁由焊接在铁架上的亚克力板模拟，铁架绕底部旋转，如图1(a)所示，地基土装载完成后如图1(b)所示。刚性排水管桩技术示意图如图2 所示，与普通刚性管桩相比，其两侧增设两条排水体形成竖向的排水通道，排水体使用土工布包裹防止砂子进入排水体内堵塞排水通道，同时可允许液体自由进出。根据相似比定制的亚克力材料刚性排水管桩与普通桩分别如图2(a)和图2(b)所示，二者等面积且上部竖向荷载均为60 kg。试验采用颗粒级配不良的7#硅砂，其物理参数如表3 所示，颗粒级配曲线如图3 所示。下文称排水管桩模型地基为试验组，普通桩模型地基为对照组。

图1 模型地基实物图Fig. 1 Model foundation

图2 模型桩 /mmFig. 2 Model pile

图3 硅砂级配曲线Fig. 3 Grading curve of silicon sand

表3 7#硅砂物理参数Table 3 Physical properties of 7# silica sand

试验过程：首先使用焊枪将桩固定于亚克力底座上；根据前人经验采用砂雨法制备模型地基[35]，每加水5 cm 回填砂子一次，通过控制下落高度可获得不同的密实度地基[36]，为了减慢地基表层超孔隙水的消散速度，在地基面铺设5 cm 厚的黏土，试验组中为了使排水桩的水顺利排出地基，承台下端铺设一层2 cm 碎石层。模型地基制备过程中采用标定铝盒采样并分析，确保试验组与对照组地基模型的均匀性和相对密实度大致相同。用胶水将承台固定在桩顶上部，之后再施加上部砝码荷载，并用胶水固定在承台上部。

1.4 传感器布置

模型地基中，试验组与试验组传感器布置方式相同，如图4(a)～图4(c)所示。位移计通过刚性支架固定于振动台面上。为了计算桩身弯矩，应变片沿着桩身对称布置，每根桩布置10 片。

图4 模型布置示意图 /mmFig. 4 Schematic diagram of the model tests

1.5 试验工况

试验工况布置为不同相对密实度的模型地基在不同振动激励作用下排水桩与普通桩的对比，具体工况如表4 所示。本试验按不同相对密实度共装载模型地基两次，相对密实度为40%、70%的模型地基分别标记为组1、组2。组1 与组2 地基模型分别按顺序加载振幅为0.05g、0.1g、0.2g的正弦波，分别模拟地震中的小震、中震、大震，其加速度时程曲线分别如图5(a)～图5(c)所示。输入不同振动激励间对地基模型输入幅值为0.02g的白噪声10 s，并静置一段时间等待孔压消散。

图5 输入加速度时程曲线Fig. 5 Time-history curves of the input acceleration

表4 试验工况布置Table 4 Decoration of tests

2 试验结果与分析

2.1 超孔压比

本文中，由于模型地基较小，土压力计难以实时精确测出土中不断变化的总应力，土的有效应力难以获取，故定义超孔压比为超孔隙水压力与总应力之比，其中超孔隙水压力直接测得，总应力为模型地基重度与孔隙水压力传感器埋深的乘积。标记P1、P4、P7 孔压计标记为A 列孔压计，P2、P5、P8 孔压计标记为B 列孔压计，P3、P6、P9 孔压计标记为C 列孔压计。

限于篇幅，本文仅分析工况2 的超孔压比时程曲线，各测点的超孔比时程曲线如图6(a)～图6(i)所示，振动激励于图中第5 s 开始输入。结果表明：对照组在5 s～8 s 内超孔压比迅速上升并且达到峰值，试验组则在5 s～6.5 s 内达到峰值，且峰值远小于对照组试验。这是因为试验组中的排水体形成的排水通道能够有效的将土中的孔隙水排出土体外，使得试验组的超孔压比无法继续上升。峰值过后，对照组超孔压比相较于对照组维持在较高的水平，甚至少数测点出现继续上升的趋势，待振动激励停止时，超孔压比出现断崖式下降。试验组峰值过后出现短时间的快速下降后保持稳定缓慢的下降趋势，直至振动激励停止。由于土层顶部黏土透水性弱，超孔压在短时间内难以消散至0，故振动结束后试验组与对照组均产生残余超孔压比。超孔压比为超孔压与振动前总应力之比，由于越靠近地表位置总应力越小，同时由于表层黏土作用以及液化排水作用的水位上升，残余超孔压比呈现出越靠近地表超孔压比越大的规律，且试验组均小于对照组。

图6 超孔压比时程曲线(工况2)Fig. 6 Time-history curves of the excess pore pressure ratio (Case 2)

2.2 超孔压比峰值分析

图7 所示为工况2 各测点的超孔压比峰值沿深度分布规律。结果表明：试验组的超孔压比峰值远小于对照组，其中试验组的峰值为0.47，未达到液化状态，而对照组的峰值达到1.0，可视为达到液化状态。其中， A 列、B 列、C 列中试验组的超孔压比峰值分别约为对照组的45%～50%、35%～50%、50%～60%。

图7 不同埋深处超孔压比峰值(工况2)Fig. 7 Comparison of peak excess pore pressure ratio along depth (Case 2)

水平方向上，无论是排水桩或普通桩，越靠近岸壁的位置超孔压比峰值越小。竖直方向上，试验组A 列、B 列、C 列以及对照组A 列的超孔压比峰值均呈现出埋深越小超孔压比越大的规律，符合实际工程中地基表层最先液化的情况。对照组B 列、C 列的超孔压比峰值比较中，中部峰值均大于底部峰值，而顶部峰值小于中部峰值，这可能是由于在0.1g正弦波激励下，靠近挡板测的土体发生的较大侧向扩展(挡板位移达到80 mm)破坏了地基表层部分黏土，无法很好的限制超孔隙水的外流，导致埋深较浅处超孔压无法持续升高。后续试验可尝试通过增加黏土层厚度来降低黏土层被破坏的可能性。

2.3 加速度时程曲线分析

图8 所示为工况6 加速度时程曲线，其中A6加速度传感3 个阶段：阶段1(0 s～1 s)，振动激励作用下加速度时程曲线迅速上升达到峰值，地基尚未发生液化，具有较大的剪切传递能力；阶段2(约1 s～2 s)，模型地基加速度急速衰减且试验组衰减幅度小于对照组，越靠近地表衰减越明显，表明地基开始发生液化，剪切传递能力急速下降。阶段3(2 s～10 s)，模型地基处于已液化状态，对照组加速度几乎保持不变直到振动激励停止，而试验组在保持稳定的基础上有增长的趋势且越靠近地表增长越明显，发生此现象的原因是振动激励下地基土的固结以及刚性排水管桩形成的排水通道不断地将超孔隙水排出，土体有效应力得到了一定的增长。

图8 加速度时程曲线(工况3)Fig. 8 Time-history curves of the acceleration (Case 3)

2.4 加速度放大系数分析

图9 和图10 所示为工况3 中B 列液化前后加速度计所测(A2、A4、A7)加速度峰值放大系数。在0 s～2 s 时间段里，地基土由未液化发展到开始液化，其加速度峰值放大系数如图9 所示。结果表明：试验组与对照组的加速度峰值放大系数随着埋深的减小逐渐增大，不同密实度下，试验组的加速度峰值放大系数普遍小于照组，但差别较小。图10 所示为液化后加速度放大系数，此时试验组的加速度峰值放大系数明显大于对照组，且随着深度的减小而差距愈加明显。土体相对密实度为40%时，试验组的平均加速度峰值放大系数为对照组的1.86 倍；土体相对密实度为70%时，则为1.75 倍。出现上述现象的原因是，排水桩可及时地将土中的部分超孔隙水排出，使得模型地基保持较普通桩地基更高的剪切传递能力，更好的随着振动台共同移动。

图9 土体液化前加速度放大系数Fig. 9 Acceleration amplification factor before soil liquefaction

图10 土体液化后加速度放大系数Fig. 10 Acceleration amplification factor after soil liquefaction

2.5 桩身弯矩

试验中，刚性排水管桩与普通方桩的横截面积与长度一致，通过试验中二者的桩身弯矩情况，可模拟分析实际工程中在相同的混凝土量下二者的抗液化性能。图11 和图12 所示为土体相对密实度为40%与70%时，桩身弯矩峰值分布规律。在0.05g正弦波激励下，地基土未发生液化，各工况试验组与对照组桩身弯矩峰值相近且沿着深度变化不大，排水桩的抗液化性能不明显；在0.1g、0.2g正弦波激励下，桩身弯矩较0.05g正弦波激励下明显增大，其中对照组增幅最为明显。此时，桩身弯矩随着埋深的增加而逐渐增大，在中下部或者底部达到最大，符合类似悬臂梁的受力特性。桩身弯矩峰值的对比中，试验组总体上都小于对照组，且在中下部对比最为明显。A 桩、B 桩、C 桩试验组与对照组的桩身弯矩峰值的均值之比如表5 所示，结果表明：在同一地震激励强度下试验组桩身弯矩峰值的均值均小于对照组，在0.1g正弦波激励作用下效果最为明显。发生上述现象有以下两个原因：① 在0.1g、0.2g正弦波作用下，土体液化后土体对桩身的水平方向约束减小，液化程度越高约束越小，同时由于桩顶有集中荷载(承台)使得顶部的惯性较大，振动过程中桩体产生的弯矩更大。② 土体液化后土体发生侧向流动产生较大侧向力导致弯矩变大。

图11 40%土体相对密实度下桩身弯矩峰值沿深度分布规律Fig. 11 Peak pile bending moment along depth with a relative density of 40%

图12 70%土体相对密实度下桩身弯矩峰值沿深度分布规律Fig. 12 Peak pile bending moment along depth with a relative density of 70%

表5 排水桩与普通桩桩身弯矩峰值的均值之比Table 5 The ratio of the mean value of the peak bending moment of the drainage pile and the ordinary pile

通过试验可知，同一混凝土量下，刚性排水管桩抗弯刚度较普通方桩更大，在此情况下，其桩身弯矩依旧小于普通方桩，说明了刚性排水管桩在地震荷载作用下具有更好的抗液化性能，更不容易破坏，同时具有更好的经济性。

2.6 承台位移

图13 所示为承台位移时程曲线，振动激励于图中第5 s 开始输入。0.05g正弦波激励下，地震响应不明显，工况1、工况4 试验组与对照组承台位移时程曲线相近，排水桩抗液化性能不明显，不做分析。在0.1g正弦波激励下，两种密实度下承台位移发展规律相近，工况2、工况5 的承台位移时程曲线分别如图13(a)和图13(b)所示：相对静止阶段，5 s～6 s 时地震激励较小，承台与位移计运动规律几乎一致，没有发生相对位移，承台相对位移接近0；上升阶段，随着振动激励的增大，对照组试验在6 s～8 s 时间段内承台位移时程曲线迅速上升至峰值，试验组则在6 s～7 s 内达到了峰值，时间远少于对照组，并且峰值仅约为对照组的17%(工况2)、24%(工况5)；下降阶段，由于使得土体发生固结沉降，地基土对桩的运动限制逐渐增大，因此承台位移减小。激励结束后，工况5 中试验组几乎不产生残余位移，而对照组产生约3 mm 残余位移。

图13 承台水平位移时程曲线Fig. 13 Time history curves of the cap horizontal displacement

在0.2g正弦波激励下，工况3、工况6 的承台位移时程曲线分别如图13(c)和图13(d)所示。与0.1g正弦波作用下不同的是：对照组的承台位移时程曲线经过迅速上升阶段后并没有进入下降阶段，这是因为在0.1g正弦波激励下，对照组已较为充分完成固结沉降，地基土难以进一步增大剪切传递能力。而试验组在0.1g正弦波激励下固结沉降较小，同时排水桩及时的将超孔压水迅速排出，使得地基土剪切传递能力进一步提高，承台位移时程曲线下降；激振作用过程中，试验组峰值仅约为对照组的60%(工况3)、65%(工况6)，激励结束后试验组残余位移接近0，而对照组则产生约2.5 mm 的残余位移。

2.7 岸壁位移

通过测量岸壁与剪切箱顶部的交接点的位移变化可得到岸壁位移情况。图14 所示为各工况岸壁挡墙位移结果图。在40%与70%相对密实度的模型地基中，0.05g正弦波激励作用后，试验组与对照组的岸壁均未产生位移；40%相对密实度地基中，0.1g、0.2g正弦波激励作用下，对照组产生的岸壁位移分别是试验组的4 倍、0.63 倍，试验组与对照组的岸壁总位移分别为71 mm、112 mm，前者为后者的0.63；70%相对密实度地基中，0.1g、0.2g正弦波激励作用下，对照组产生的岸壁位移分别是试验组的4.53 倍、1.13 倍，试验组与对照组的岸壁总位移分别为45 mm、102 mm，前者为后者的2.67 倍。表明在地震荷载作用下，刚性排水管桩可有效的减小岸壁的位移。

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

对比不同密实度下岸壁的位移可以看出，无论排水桩还是普通桩地基中，密实度越大，岸壁位移越小；地基密实度越高，排水桩地基相对普通桩地基减小的岸壁位移更为明显。70%相对密实度中，排水桩地基岸壁位移相对普通桩地基减少了56%，而低密实度地基中仅减少了37%。

2.8 地基表面沉降

试验通过使用直尺分别测量沉降前后的模型地基面与剪切箱顶部的距离，沉降后模型地基面与剪切箱顶部的距离与沉降前模型地基表面与剪切箱顶部的距离之差即为地表沉降量。图15(a)所示为40%相对密实度模型地基经过工况1、工况2、工况3 试验后地基沉降面网格图，图15(a)中“地面标高”中，以模型地基底部标高为0。结果表明：试验组地基表面沿振动方向从剪切箱边缘到岸壁，坡面高度先缓慢增长，到达最高点后，坡面下降较快，在离岸壁最近处达到最低点，其高度为45.6 cm。排水桩区域隆起处为地基的最高处，距离岸壁20 cm，其高度为52.5 cm。对照组沿振动方向从剪切箱边缘到岸壁，整个坡面的高度呈平稳下降趋势，最低点高度为45.3 cm，最高点高度为50 cm。图15(b)所示为70%相对密实度模型地基经过工况4、工况5、工况6 试验结束后地基面沉降网格图。由图15(b)可知，两组试验沉降面类似，较第一组不同的是，试验组地基坡面在排水桩区域内凸起更为明显。试验组最低处高度为47 cm，最高处高度为55 cm，对照组最高处为51.3 cm，最低处为46.3 cm。结果表明：刚性排水管桩在地震荷载作用下可有效的减少地基沉降，提高地基承载力。