高壓旋噴樁加固擾動地層后樁基承載力分析

付濤郟建樹王亮宋明康

(1.山東建筑大學交通工程學院,山東濟南250101；2.山東路橋集團有限公司,山東濟南250021)

0 引言

高壓旋噴樁法作為一種常用的地基加固方法,于1970年后期引入國內[1],在市政道路、堤防大壩、鐵路交通等領域得到了廣泛應用[2]。其通過導管射出的水泥漿液與周圍土體充分混合,從而形成一定強度的固體結構,起到加固地基的目的[3-4]。高壓旋噴樁法主要用于大顆粒地層動水條件下的高噴注漿防滲技術和淤泥地層中的高噴注漿加固技術等方面,在加固擾動地層方面,其應用研究還不夠完善,對于加固擾動地層后樁基豎向承載力的計算理論研究尚未涉及。

文章以某公路大橋工程為背景,針對主橋橋位周圍由于采砂,導致的河床坍塌深度較大,抽砂層以上土層處于沉降狀態,河床地層土質松散的實際情況,提出采用高壓旋噴樁加固因采砂而擾動的地層方案。采用數值模擬技術,依據JTG D63—2007《公路橋涵地基與基礎設計規范》[5],利用通用有限元分析軟件ABAQUS對高壓旋噴樁加固采砂撓動地層條件下大直徑超長樁豎向承載性能進行數值模擬,分析樁側阻力與樁端阻力的分布特征,揭示其在豎向荷載作用下的工作機理。

1 工程概況

某公路大橋設計完成、施工單位進場后發現,在主橋施工區域河岸線存在塌陷情況,因此對主橋橋位區域的河床底標高進行初步測量,發現與設計圖紙河床底標高存在重大偏差,判斷為河床產生下沉現象。經過分析發現,主橋橋位周圍由于采砂現象嚴重,導致河床比原設計坍塌7～8 m,地面標高起伏較大,土層影響范圍很深,依據最終地層勘探報告,擾動地層范圍為-18.1～-32.8 m。土層擾動范圍示意圖如圖1所示。由于河床沉降,設計單位對樁基進行了變更設計,采用加大樁基的方案。變更設計方案后,鉆孔灌注樁(按摩擦樁計)直徑由2 m增大至2.5 m,最長樁長達103 m。

圖1 土層擾動范圍示意圖

由于主橋橋位處河床地層土質松散,形成擾動地層,設計護筒底部未穿過砂層,位于軟弱土層內。鉆進過程中,在采用優質泥漿護壁、慢速鉆進的情況下,擴孔仍然嚴重,并大于護筒外徑,且沿護筒外壁向上侵蝕,造成護筒外側空虛,當侵蝕至護筒外側摩阻力無法支撐護筒自重時,發生護筒掉落現象。因擾動地層較厚,擴孔范圍較大,導致護筒掉落深度較大。

經過分析現狀及護筒掉落情況可知,大橋主橋橋位處因采砂造成了特殊地質情況,如果不首先進行擾動土層的加固處理,將無法正常進行大直徑超長樁的施工。

2 高壓旋噴樁加固擾動地層方案確定

通過對加固方案的對比優選,最終確定采用高壓旋噴樁加固擾動地層。樁周圍采砂區擾動層高壓旋噴樁固結,在每根樁基周圍設置一定數量的高壓旋噴樁加固采砂區擾動土層,將土層固結。通過高壓漿液和空氣2種介質的噴射流沖擊破壞土體,最后在土中形成圓柱狀固結體來加固擾動土層。

通過試噴,確定高壓旋噴樁設計參數為:在樁基周圍布置樁徑為100 cm的旋噴樁,樁心距為76.57 cm,相互咬合為23.34 cm,設置13根。樁基內旋噴樁樁徑為80 cm,樁心距為121.24 cm,設置3根。旋噴樁上端包裹護筒5.00 m,下端嵌入全風化砂質泥巖2.0 m。旋噴樁施工時河床底至平臺部分設置直徑為200 mm、壁厚為8 mm鋼套管,入土深度≥2 m,孔口平面誤差≤20 mm,套管傾斜度≤1%。漿液材料采用P.O 32.5級普通硅酸鹽水泥,采用水與普通硅酸鹽水泥、粉煤灰膠體量按0.8～1.1的水灰比的漿體,樁長水泥膠體用量為530 kg/m。方案設計圖如圖2所示。方案施工機具較小,施工方便,可與鉆孔同時施工,保證樁基施工工期,對擾動層固化效果好,能有效防止鉆進成孔時 在擾動層和砂層擴孔。

圖2 高壓旋噴樁加固擾動地層方案設計圖/cm

3 高壓旋噴樁加固條件下樁基豎向承載力分析

3.1 數值分析模型建立

采用有限元分析軟件ABAQUS進行數值分析,選取采用高壓旋噴樁加固條件下的鉆孔灌注樁作為研究對象,樁徑為2.5 m、樁長為103 m,持力層為中風化泥質砂巖,共建立2個有限元模型:無高壓旋噴樁的樁土模型和采用高壓旋噴樁加固后的樁土模型。

(1)無高壓旋噴樁的樁土模型 為了縮短計算時間、減少運算成本,根據單樁的幾何、載荷特性關于樁基軸線對稱的特點,將三維樁土問題簡化為軸對稱模型。

(2)采用高壓旋噴樁加固后的樁土模型 由于旋噴樁成非軸對稱分布,故將旋噴樁進行簡化,厚度取旋噴樁外切圓與樁的半徑差,從而將模型簡化為軸對稱模型。

3.1.1 模型計算區域

土體計算區域的選擇將直接影響模型的計算精度,通常情況下,土體的計算區域選取的越大,計算時間越長,計算精度越大,同時剪應變在樁側距離樁體軸線n倍樁徑(n通常取8～15)處減小至0[6-9]。因此在確定模型計算區域時,選取15倍的樁徑作為計算域側界的半徑,在確定幾何模型的豎向邊界時,取兩倍樁長的計算范圍,即采用較大的尺寸建立模型,來模擬半無限空間體。計算模型示意圖如圖3所示,建立的三維有限元模型如圖4所示。

圖3 計算模型圖

3.1.2 樁土相互作用模擬及計算參數選取

建立樁土分析模型時,樁土單元均采用CAX4單元。樁體簡化成純混凝土結構,不考慮鋼筋的作用。因為混凝土彈性模量遠大于樁基周圍土體的彈性模量,在外荷載作用下樁體僅產生彈性變形,不產生塑性變形,所以樁體選擇彈性模型。土體采用彈塑性模型,即Mohr-Coulomb模型[10]。

在數值建模模擬樁基和土體的過程中,最重要的是選擇合理的方法模擬樁土之間的相互作用。文章基于ABAQUS模擬大直徑超長樁時,主要根據罰函數方法求解樁體與土體間的接觸問題。模擬樁土接觸問題時,接觸面的確定和接觸面的本構模型是兩個需要解決的主要問題[11-13]。定義接觸模型時,采用主—從接觸模型,基于采用剛度大的面作為主控面、剛度小的面作為從屬面,如果2個面的剛度相近,則選擇網格劃分較粗的面作為主控面的原則,選取樁體表面作為主控面,土體表面作為從屬面。定義接觸屬性時,需要確定接觸面之間的法向作用與切向作用。文章采用硬接觸方式確定接觸面法向作用,采用庫倫摩擦模型確定接觸面的切向作用,通過定義一個接觸面之間的摩擦系數,來模擬接觸界面之間的摩擦特性。依據經典的庫倫摩擦模型假設,當等效摩擦力小于臨界應力tcrit時,就不會發生滑移[14-15]。進行樁土接觸分析時,采用考慮樁土接觸作用的有限元,樁土接觸選擇庫倫摩擦,摩擦系數根據tanφ取值。

圖4 三維有限元模型圖

有限元模型網格劃分是數值模擬的關鍵,網格劃分采用(掃掠sweep網格)劃分技術,單元類型均選用軸對稱4節點CAX4單元。劃分網格時,在樁徑方向劃分3個種子,豎向布置全局種子,其密度為0.5,土體徑向按距離2/2.5劃分(距離軸線越遠,網格越稀疏),豎向布置全局種子,其密度為2。樁土模型兩側水平方向自由度定義為0,底部水平和豎直方向自由度均定義為0。

鉆孔灌注樁長為103 m,直徑為2.5 m,材料選用C30混凝土,彈性模量為30000 MPa,泊松比取0.2。高壓旋噴樁長為18.7 m,直徑為1.0 m,材料選用P.O 32.5普通硅酸鹽水泥,彈性模量為10000 MPa,黏聚力為0.4 kPa,內摩擦角取30°,摩擦系數取0.58,泊松比取0.2。土層參數依據地質勘探報告選取,見表1。

表1 土層計算參數表

3.1.3 數值分析模型驗證

利用建立的數值模型計算出單樁豎向承載力,同時根據JTG D63—2007中摩擦樁單樁豎向承載力容許值計算公式,計算出單樁豎向承載力的理論值,通過比較兩者的差異,檢驗模型的正確性,保證計算結果的可靠性。

根據數值計算得到的荷載—沉降曲線,取樁頂沉降為0.04 m時對應的承載力,通過計算,未加固前單樁極限承載力為 29.94×103kN,與根據JTG D63—2007中公式5.3.3-1和5.3.3-2計算得到的理論值29.36×103kN相差甚小,驗證了數值分析模型的可靠性。

3.2 數值分析方法

利用有限元模型,通過建立荷載步,逐步施加計算荷載,同時打開非對稱求解器等開關設置進行非線性分析,計算達到設定的子步數以后停止。(1)定義施加自重荷載步,將樁和土的自重按照計算取值輸入程序。(2)定義施加地應力場荷載步,用以平衡因考慮土體自重所產生的應力,此步驟也稱為地應力平衡。地應力平衡是指建立任何工程或開挖任何工程之前,地表的位移都是0,但是土體中卻存在應力,無位移但有應力的時間點稱作地應力平衡。如在自重荷載步對土體施加自重18 kN/m3,在地應力平衡步中,只需對土體施加大小與自重相等但方向相反的地應力場,從而地表的初始位移幾乎為零,起到了平衡地應力的作用。在對大直徑超長樁進行豎向承載力研究時,地應力平衡尤為重要,如果平衡不當,地表位移會過大,引起誤差,影響數值模擬分析的精度。最后定義施加強制位移荷載步,賦予樁頂截面100 mm豎向強制位移,以得到樁基的沉降—荷載曲線,來判定樁基的豎向承載力。

3.3 結果與分析

3.3.1 樁側摩阻力分布特征

樁與樁周土體發生相互作用時,會在樁土界面產生摩阻力,將樁頂豎向載荷通過摩阻力傳遞到樁側土體中。采用考慮樁土接觸作用和樁土界面摩擦特性的有限元法,樁土接觸選擇庫倫摩擦,樁土間摩擦系數見表1,樁基與旋噴樁間的摩擦系數為0.58,從而給出了樁土間的側摩阻力分布特性,如圖5所示。在加載初期,樁頂的樁土相對位移最大,摩阻力發揮最早。由于樁體模量較大,樁身壓縮模量較小,樁端處的樁土相對位移也較大,摩阻力有一定的發揮。隨著加載的進行,摩阻力從上到下發揮,直至樁身全長。通過2個模型對比分析可知,在旋噴樁長度范圍內,摩阻力變化明顯:旋噴樁頂處,由于高壓旋噴樁加固地層范圍內地基變形模量突然增大,地層壓縮量驟然減小,因此在高壓旋噴樁加固頂部范圍內,基樁的沉降位移大于高壓旋噴樁加固范圍內地層的位移,此時樁側阻力表現為正摩阻力；但在高壓旋噴樁加固地層底部范圍內,基樁的沉降位移反而小于高壓旋噴樁加固范圍內地層的位移,從而在高壓旋噴樁加固底部范圍產生負摩阻力。采用高壓旋噴樁加固擾動地層條件下對樁側摩阻力的發揮有較大影響,可以提高單樁豎向承載力。

圖5 樁土間側摩阻力分布特性圖

3.3.2 樁身軸力分布特征

通過有限元數值模擬,給出了考慮樁土接觸作用的樁身軸力隨深度的變化曲線,如圖6所示。當樁頂荷載較小時,樁身側摩阻力較小,不能完全抵消樁身自重,因此樁身軸力沿深度有所增加,隨著深度增加,樁的側摩阻力逐漸增大,與重力場相平衡,因此軸力逐漸趨于平緩,并有減小的趨勢；而在旋噴樁范圍內,由于樁側摩阻力的增大,樁身軸力迅速減小,在旋噴樁底部范圍內,樁身軸力出現不減反增的變化,從而與樁側負摩阻力和重力相平衡。在旋噴樁加固地層底部,由于在高壓旋噴樁底部范圍產生負摩阻力,從而樁身軸力反轉點、樁身軸力隨著深度的增加逐漸減小,從而與樁側摩阻力的變化相適應。

3.3.3 沉降—荷載曲線

根據JTG D63—2007,單樁的豎向承載力可以按靜載法分析確定。靜載法即在樁頂逐級施加軸向荷載,直至樁達到破壞狀態為止,并在試驗過程中測量每級荷載下不同時間的樁頂沉降,根據沉降—荷載曲線的變化特征來確定承載力,對于陡降型的沉降—荷載曲線,選曲線上發生明顯陡降的起始點。因此,在確定樁基極限承載力時,若曲線存在陡降點,則取陡降點對應的承載力作為樁基的極限承載力；若曲線為緩變型,不存在明顯的陡降點,則根據樁頂沉降不大于0.04～0.06 m的原則,取樁頂沉降為某一值時對應的承載力為樁基極限承載力。荷載—沉降曲線如圖7所示。樁基的荷載—沉降曲線為緩變型,根據確定樁基極限承載力的原則,取樁頂沉降為0.04 m時對應的承載力作為樁基的極限承載力。

圖6 樁身軸力隨深度變化曲線圖

圖7 有無旋噴樁荷載—沉降曲線圖

由計算分析可知,采用高壓旋噴樁加固擾動地層條件下單樁豎向極限承載力要高于未加固擾動地層條件下單樁豎向極限承載力。未加固前單樁極限承載力為29.94×103kN,與根據JTG D63—2007中公式5.3.3-1和 5.3.3-2計算得到的理論值29.36×103kN相差甚小,而采用旋噴樁加固擾動地層后單樁極限承載力為31.94×103kN,極限承載力提高了約7%。樁的極限承載力對比見表2,旋噴樁加固后,單樁極限承載力的提高是由樁側阻力的提高引起。

表2 樁的極限承載力對比表

4 結論

針對某公路大橋主橋橋位處因采砂造成的特殊地質情況,采用高壓旋噴樁加固擾動地層方案,對方案進行設計,確定設計參數,建立有限元模型進行數值模擬分析,利用ABAQUS軟件模擬計算大直徑超長鉆孔灌注樁單樁豎向承載力,得到以下結論:

(1)采用高壓旋噴樁加固擾動地層條件下對樁側摩阻力的發揮有較大影響,可以提高單樁豎向承載力,樁身軸力自樁頂至樁底呈逐漸減小趨勢。

(2)加固可有效提高樁基的豎向承載力,通過沉降—荷載曲線對比可知,承載力提高了約7%。