泥巖地基中動力打入樁豎向承載特性現場試驗

許永亮

(中鐵建設集團有限公司, 北京 100043)

動力打樁是一種利用樁錘將工程樁動力打入地下的技術,其憑借施工速度快、適用范圍廣及經濟性好等優勢,被廣泛應用于土木工程等領域[1-3]。泥巖是由粉砂粒、泥粒和黏土礦物質組成的沉積結構性軟巖,因其力學性質不穩定,導致泥巖地基中打入樁承載力異常的現象時常發生[4-6],不僅嚴重影響后續工況,而且極大地增加了工程成本。鑒于此,動力打入樁的承載性能成為亟待解決的關鍵問題,被工程界廣泛關注,并成為眾多學者的研究重點[7]。

中外眾多學者通過理論分析、現場試驗、室內試驗及數值模擬等方法對泥巖地基中動力打入樁的承載性能開展了研究,并取得諸多有價值的成果。張信貴等[8]基于南寧盆地泥巖地質,分析了樁基承載力的影響因素,研究表明,水巖相互作用、機械擾動及時間效應的綜合作用是導致樁基失效的原因。Chong等[9]通過開展單軸與三軸壓縮試驗和數值模擬研究,認為泥巖的強度與泥巖內部結構特征存在直接關系。程曄等[10]為探究軟巖地層中樁基的承載性狀,通過平衡試樁法進行承載性能試驗,研究表明,軟巖浸水對樁基的承載性能有較大的削弱。宋富新[11]采用靜載試驗和高應變動測研究試樁的承載性能,發現樁端泥巖遇水并未出現試樁承載力不足的現象。張先偉等[12]在順德地區進行原位試驗,探討了強風化粉砂質泥巖地基中樁的異常沉降問題,研究指出該地區泥巖具有遇水軟化的潛勢,但預應力管樁在成樁后未出現樁端泥巖軟化現象,認為軟硬互層是導致樁異常沉降的主要原因。Hu等[13]開展了室內直剪試驗與有限元數值模擬研究,發現泥巖地層樁-巖界面的軟化作用可降低樁的承載力。Xu等[14]在吉林地區泥巖地基進行大直徑樁的現場靜載試驗,基于試驗結果建立了考慮樁徑的雙曲線模型,明確了泥巖地基大直徑長樁的表層摩擦機制。白曉宇等[15]通過開展室內模擬打樁與浸水靜載模型試驗,分析了泥巖地基中動力打入樁的沉貫特性與承載性能,明確了打樁后樁周泥巖強度的損傷特性。張亞妹等[16]基于豎向抗壓靜載試驗與高應變動測,探討了泥巖地基動力打入樁的施工效應與承載力異常問題,結果表明,打入樁的承載力與打樁能量存在密切聯系,泥巖結構損傷是承載力異常的主要原因。Zhang等[17]通過在泥巖打樁前后進行了標準貫入、單軸壓縮和三軸剪切試驗,同樣得出動力打樁會對泥巖結構造成損傷,進而影響承載性能的結論。

綜上所述,目前對泥巖地基打入樁承載特性的相關研究已取得了豐碩的成果,但針對泥巖地基中動力打入樁承載力不穩定現象的研究相對匱乏,缺乏對泥巖地基中動力打入樁承載力不穩定的試驗分析與單樁豎向極限承載力的預測研究。鑒于此,將依托青島市某泥巖地基打入樁工程,開展了單樁豎向抗壓靜載試驗,探討試樁的承載性能,基于試驗結果采用不同理論模型預測樁的承載力,評估相關模型在該地質打入樁中的適用性,分析打入樁承載力異常原因,為泥巖地基中動力打入樁承載性能的研究提供指導。

1 試驗方案

1.1 工程概況

試驗場地位于青島市,該工程前期出現打入樁承載力異常問題,此工程PHC管樁采用錘擊打樁,靜載試驗檢測顯示部分工程樁豎向承載力不滿足要求,原因不明,停工分析。根據工程勘察報告,場地內第四系土層主要由雜填土、粉質黏土和粉砂質泥巖構成。地下水位埋深為0.30～3.90 m,水位標高0.72～1.78 m,形態類型主要為第四系孔隙潛水和基巖裂隙水。從相近工程的經驗分析,泥巖持力層的存在是樁基承載力問題的根源。場地信息如表1所示。

表1 試驗場地巖土層分布Table 1 Distribution of geotechnical layers at the test site

1.2 試驗設置

本次試驗共選用6根PHC管樁,型號均為AB型,樁長為14 m,依次編號為PD1～PD6,試樁參數如表2所示,為避免群樁效應,樁與樁之間的間距設置為8 m,樁間距大于4倍樁徑。沉樁位置示意圖如圖1所示。

圖1 沉樁位置示意圖Fig.1 Schematic diagram of the location of the sunken pile

表2 試樁參數Table 2 Test pile parameters

為了精準測量樁端力,在樁端頭板焊接與試樁直徑相同的輪輻壓力傳感器,沉樁前測試傳感器存活率為100%,傳感器安裝如圖2所示。動力打樁選用兩種重量的導桿式柴油錘,其中,PD1、PD2、PD3和PD6采用8.3 t柴油錘,PD4和PD5則采用10.3 t柴油錘打入,6根樁的打樁順序為PD5→PD4→PD1→PD6→PD3→PD2。

圖2 輪輻壓力傳感器安裝示意圖Fig.2 Spoke pressure sensor installation schematic

1.3 試驗過程

所有試樁在試驗前采用反射波法進行低應變動測,6根樁時域信號無異常反射,樁身結構完整,均為Ⅰ類樁,滿足現場試驗要求。對試樁PD1～PD6進行單樁豎向抗壓靜載試驗,試驗采用慢速維持荷載法,樁頂固定剛性承壓板,并在承壓板4周對稱等距安裝4個位移傳感器監測樁頭沉降量,通過堆放混凝土塊配重提供反力(≥加載值1.2倍),加載裝置采用液壓千斤頂,合力中心與試樁的橫截面形心重合,分級加荷,首次加荷為600 kN,以后每級加荷為300 kN,靜載試驗加卸載及沉降讀取均以《建筑基樁檢測技術規范》(JGJ 106—2014)[18]。

2 試驗結果及分析

2.1 靜載試驗結果

圖3為各試樁打樁貫入總錘擊數。圖4為6根試樁豎向抗壓靜載試驗的Q-s(Q為施加荷載,s為樁頭沉降量)曲線。

圖3 試樁打樁錘擊數對比Fig.3 Comparison of the number of hammer blows for test pile driving

圖4 試樁Q-s曲線Fig.4 Test pile Q-s curves

由圖4可以看出,試樁PD2、PD4及PD5的Q-s曲線在加荷初期呈緩變型發展,當分別加荷至3 900、4 200、4 200 kN時,曲線發生明顯陡降,且在此級加荷下樁頂沉降分別為前期總沉降的8倍、6倍及6倍,由此確定此3根樁發生極限破壞。破壞試樁PD4和PD5均采用10.3 t大重量柴油錘打入,從圖3可以看出,破壞樁PD2總錘擊數為786擊,明顯大于其他試樁的總錘擊數,由此可以推斷,試樁的極限承載能力與打樁錘重量和動力打樁錘數相關,即不同的打樁能量會對泥巖層產生不同程度的擾動,造成樁周泥巖結構損傷,進而影響試樁的承載力;試樁PD1、PD3及PD6為未破壞樁,其Q-s曲線均呈緩變型發展,隨樁頂荷載的增加,沉降量變化趨勢較為平緩。當樁頂荷載加載至4 500 kN時,樁頂最大沉降量分別為13.82、12.08、15.84 mm,卸載至零后,3根試樁頂殘余沉降量分別為1.55、3.90、1.24 mm,計算3根試樁卸載后樁頂沉降回彈率分別為88.78%、59.19%及92.17%,結果顯示,試樁PD3彈性工作性能不明顯,試樁PD1和PD6沉降回彈率均在90%左右,彈性性能良好。通過圖3對比3根試樁發現,試樁PD3總錘擊數為613擊,明顯大于其他2根試樁的總錘擊數,由此可以推斷,試樁沉降回彈率與動力打樁錘數相關。

通過輪輻壓力傳感器測得試樁在加荷過程中的樁端力如圖5所示,可以看出,試樁的樁端力均較小,對比破壞樁PD2、PD4與未破壞樁PD3、PD6發現,樁端力變化趨勢均隨著荷載的增加而增大,破壞樁PD2、PD4的增幅明顯大的多,且樁端力較大,約為未破壞樁PD3、PD6的5倍,由此可以推斷,試樁的破壞與樁端力大小相關。

圖5 試樁在各級荷載下樁端實測受力Fig.5 Measured force diagram of pile end under various loading levels of test pile

2.2 地下水對試樁承載力的影響

樁端泥巖浸水軟化在很多情況下被認為是泥巖地基打入樁承載力不足的原因。本試驗也考察了地下水對現場試驗樁的影響,方法是觀察樁頂是否存水,向管樁孔內投擲石子判斷樁身內是否有存水,判斷地下水以及樁周泥巖是否軟化的情況,樁身存水測試結果如圖6所示。

紅框標記的為存水的試樁圖6 試樁孔內存水情況示意圖Fig.6 Schematic diagram of water in the test pile hole

由圖6可以觀察出,試樁PD3、試樁PD4與試樁PD6樁身內有存水,投擲石子后有明顯的擊水聲,存水的試樁在圖6中以紅框標出。分析認為存水原因為十字樁尖與樁端之間的焊接存在一定的縫隙,由于試驗場地地下水位較高,地下水可通過縫隙逐漸流入樁身內部造成,且樁身內有存水說明樁端泥巖處于地下水中。試樁PD1、試樁PD2與試樁PD5樁身內無存水,投擲石子后有石子與樁端金屬十字樁尖清晰的碰撞聲。結合靜載試驗結果可知,樁身存水的試樁PD3、試樁PD6在靜載試驗中均未破壞,而樁身內無存水的試樁PD2、試樁PD5反而在靜載試驗中破壞。另外,打樁結束后觀察到未破壞的試樁PD3、試樁PD6 的樁頂仍有存水,其余試樁無存水,基于此,認為樁周泥巖浸水軟化與否,與樁的破壞無明顯因果關系,這與宋富新[11]的研究結果一致。

3 理論模型適用性評估及分析

單樁豎向抗壓極限承載力對于工程設計、施工安全和穩定性具有至關重要的意義,因此,準確確定單樁豎向抗壓極限承載力十分重要。基于此,將基于靜載試驗實測值,采用常規的理論模型對試樁的單樁豎向抗壓極限承載力進行準確的預測,并將預測結果與靜載試驗進行對比驗證,評估模型的適用性。

采用指數模型、雙曲線模型預測各破壞試樁的極限承載力,如圖7和表3所示。分析2種理論模型的擬合曲線和預測結果,評估模型在該地質條件下打入樁的適用性,選擇更適合本試驗泥巖地質的雙曲線模型;采用雙曲線模型對各未破壞試樁進行擬合,如圖8所示,得到其單樁豎向抗壓極限承載力預測值;將去掉非正常破壞點的指數曲線模型擬合曲線圖9與圖7作對比,揭示指數模型擬合結果與試驗實測值發生較大差異的原因,對泥巖地基打入樁承載力的不穩定性問題開展探討。

圖7 破壞試樁理論模型擬合Q-s曲線Fig.7 Fitting Q-s curves to theoretical models of damaged test piles

圖8 未破壞試樁雙曲線模型擬合曲線Fig.8 Undamaged test pile hyperbolic model fitting curve

圖9 去掉非正常破壞點指數模型擬合曲線Fig.9 Removal of abnormal damage point index model fitting curve

表3 單樁豎向抗壓極限承載力試驗值與預測值對比Table 3 Comparison of test and predicted values of vertical compressive ultimate bearing capacity of single pile

(1)指數模型[19]。

P=Qu(1-e-ks)

(1)

式(1)中:P為樁頂預測荷載,kN;Qu為靜載試驗中的破壞荷載,kN;k為沉降衰減因子,mm-1;s為樁頂位移,mm;Qu和s利用最小二乘法求解。

(2)雙曲線模型[20]。

(2)

式(2)中:a和b為擬合參數。

單樁豎向抗壓極限承載力按規范取樁頂沉降為40 mm對應的樁頂荷載[18],由此確定破壞樁PD2、PD4及PD5的單樁豎向抗壓極限承載力試驗值分別為4 012、4 364、4 296 kN,實測值與模型預測值對比結果如表3所示,可以看出,指數模型在預測單樁豎向抗壓極限承載力精度上雖略高于雙曲線模型,但對比圖7中2種模型的擬合曲線發現,指數模型與試樁實測值出現多處明顯的不重合現象,反觀雙曲線模型試樁PD4實測值與擬合曲線的變化趨勢基本一致,擬合程度很高,PD2、PD5的相關系數也均在98%以上,證明了雙曲線模型在本試驗泥巖地質中的可靠性。因此,對本次試驗中3根未破壞樁PD1、PD3及PD6的單樁豎向抗壓極限承載力的預測均采用雙曲線模型。

圖8為雙曲線模型對各未破壞試樁的擬合曲線,由圖8可以看出,3條擬合曲線基本收斂,試樁PD3、PD6擬合程度較高,試樁PD1擬合程度略低于試樁PD3和PD6,但實測值和擬合曲線基本吻合,預測結果滿足實際工程需求。取樁頂沉降為40 mm對應的樁頂荷載[18],即試樁PD1、PD3及PD6的單樁豎向抗壓極限承載力預測值分別為7 061、6 062、5 957 kN。

與圖7中指數模型擬合曲線作對比,發現去掉最后一級破壞荷載值對擬合曲線的發展趨勢影響極大,圖9中實測值和擬合曲線的相關系數均大于99%,擬合程度很高,由此推斷,試驗中泥巖地基動力打入PHC管樁的破壞為非正常破壞,試樁的極限承載力存在較大的不穩定性,分析泥巖地基中試樁的承載力不穩定的原因主要有:①試樁入土的過程會對樁周土體產生較大的擠土效應,由于短時間內土的不可壓縮性,產生的超孔隙水壓力無法迅速消散,而泥巖遇水具有軟化潛勢,導致試樁的承載力降低[21];②泥巖軟硬互層的不均勻性,當試樁樁端位于泥巖軟弱夾層時,會嚴重影響打入樁的承載力[15];③動力打樁過程會對樁周產生擾動,造成樁周泥不可逆的損傷,進而影響動力打入樁的承載性能[12]。

4 結論

(1)通過靜載試驗揭示了試樁的極限承載能力與打樁能量有關,即不同的打樁能量會對樁周泥巖產生不同程度的擾動,造成樁周泥巖結構損傷,進而影響試樁的承載力,隨打樁能量的增加,泥巖結構的損傷會加重,導致打入樁的承載力降低。

(2)樁周泥巖浸水軟化與否,與樁的破壞無明顯因果關系。現場靜載試驗中,樁身存水的試樁PD3、試樁PD6在靜載試驗中均未破壞,而樁身內無存水的試樁PD2、試樁PD5反而在靜載試驗中破壞。

(3)評估了指數模型、雙曲線模型在該地質條件下對打入樁承載力預測的適用性,結果表明雙曲線模型更適合本試驗泥巖地質,擬合曲線變化趨勢和實測值吻合較好,故采用雙曲線模型預測未破壞樁PD1、PD3及PD6的單樁豎向抗壓極限承載力,預測值分別為7 061、6 062、5 957 kN。

(4)泥巖地基打入樁受超孔隙水壓力、軟硬互層及動力擾動的影響,承載力具有很大的不穩定性。分析指數曲線模型與實測值發生較大差異的原因,發現去掉最后一級破壞荷載值,指數曲線模型擬合曲線與實測值相關系數均大于99%,擬合程度很高,推斷試樁在最后一級加荷情況下為非正常破壞。