灘涂地區預壓作用下人工硬殼層對橋梁樁基的影響分析:以浙江省十一塘高速為例

李赟, 陳龍,2*, 謝晨雷, 陳永輝, 黃磊

(1.河海大學巖石力學與堤壩工程教育部重點實驗室, 南京 210023; 2.南通河海大學海洋與近海 工程研究院, 南通 226334; 3.河海大學蘇州研究院, 蘇州 210019)

近年來,中國經濟飛速發展,沿海地區道路橋梁建設進程加快[1],由于灘涂區軟土含水率高,孔隙比大,壓縮性高,強度低,無法形成穩定的施工平臺,軟土地基處理成為灘涂地區道橋建設面臨的普遍問題[2]。常用的軟土地基處理方法主要有排水預壓法[3]、換填法和就地固化法[4],其中就地固化淺層處理是指通過強力攪拌使固化劑與土體進行混合,在土體原位形成具有一定厚度和強度的硬殼層[5]。人工硬殼層具有較大的內摩擦角和較小的黏聚力,其存在可以起到擴散應力的效果,因而隨著硬殼層厚度的增加,樁基的水平承載力有所增加[6],軟土地基沉降和側向位移會有所減小[7]。目前,就地固化技術已經非常成熟,并廣泛應用于工程軟基的處理,相比于傳統處理方式,就地固化技術在處理高含水率軟土地基(如魚塘、稻田)上更為經濟環保[8]。

為避免橋梁施工過程中產生較大沉降,在人工硬殼層施工完成后,往往需要進行相應的預壓堆載。雖然樁基礎可以一定程度上減輕海相非飽和軟黏土地基承載力差的問題[9],但橋樁的抗側移剛度差[10],施工期間的大面積不平衡堆載必然會導致橋梁樁基的樁側阻力的變化和水平位移[11],降低樁基的承載能力,對橋梁的安全造成巨大的威脅[12]。董亮[13]研究發現,側向堆載時,橋梁樁基產生的水平位移可達豎向沉降的2～3倍,是影響樁基和墩臺穩定性和安全性的主要因素。鄧會元等[14]根據臺州灣大橋的施工,先后對3個樁基進行了平衡與非平衡堆載測試,發現不平衡堆載對吹填區影響范圍在地面下20 m以內,樁頂水平位移最大并驗證了土拱效應的存在。潘曉東等[15]以現場和數值模擬相結合的方式分析出橋側大面積堆土造成的橋墩、樁基的移動和扭矩的增大是使杭州市繞城高速公路斜交梁橋體坍塌的主要因素。

綜上可知,現有研究側重于硬殼層對軟土地基沉降和側向位移的控制效果以及不同堆載情況[16]對橋樁的影響,而對于人工硬殼層尤其是堆載作用下,硬殼層的厚度變化對鄰近橋梁樁基受力和變形的影響研究非常少見,且有的模型研究缺乏現場試驗的支撐。基于此,依托十一塘高速公路一期工程,采用PLAXIS 3D軟件建立了無硬殼層和不同硬殼層厚度的土體硬化模型,通過現場實測數據驗證了模型的可行性并以此分析大面積單側預壓作用下人工硬殼層對鄰近橋梁樁基受力和變形情況。基于樁-土協同作用的原理,考慮到樁基承載能力影響因素十分復雜,可能包括樁周土的性質[17-18],進一步討論樁周土的壓縮模量對樁側位移的影響,為今后深厚軟土地區類似工程中人工硬殼層的設計與應用提供參考依據。

1 工程概況

1.1 橋梁設計概況

擬建十一塘高架橋位于浙江省寧波市慈溪市北部杭州灣新區海域范圍,緊臨十一塘圍墾路,為跨越灘涂區而設置。起訖里程K0+942～K1+892;中心里程樁號為K1+417,橋長950 m;橋跨設置為3×(5×50 m)+(4×50 m)。為縮短工期,減低工程造價,橋梁建設采用現澆箱梁滿堂支架法,大橋上部結構擬采用鋼混組合小箱梁,下部結構橋墩及基礎擬采用柱式墩與摩擦型鉆孔灌注樁基礎,樁徑1.6 m,樁長100 m。

1.2 場地地質條件

橋址區地貌單元主要為潮灘(潮間帶、海涂)地貌,總體地勢平緩、開闊,地形起伏較小,場地地層分布及埋深界線總體較穩定。根據地勘顯示,橋址區地層上部主要以淤泥質粉質黏土為主,呈流塑狀,深淺層軟土間夾一粉土層,層厚為18.8 m,呈稍密-中密狀。下部為粉細砂、粉質黏土層,粉細砂呈中密-密實狀,粉質黏土呈可-硬塑狀。軟土厚度大于40 m,為典型的海相沉積深厚軟土地基。結合現場地勘資料和已有工程經驗,確定土體計算參數如表1所示。

表1 橋址區地層分布及土體計算參數Table 1 Stratum distribution and soil calculation parameters in the bridge site area

2 現場試驗布置

2.1 儀器埋設

本次試驗研究路段分別為B7～B8整跨,長度、寬度分別為16.5、9.2 m;在儀器埋設前,所選區域已經過就地固化淺層處理,處理深度為1.5 m,固化范圍為橋梁投影面及兩面各向外擴展1 m。固化劑選用425海螺牌水泥,摻量為9%。根據試驗需要,現場堆載預壓區中心和短邊外側中點處分別布設了沉降釘和測斜管,如圖1所示。

圖1 現場儀器埋設圖Fig.1 Field instrument embedding diagram

2.2 預壓方式

初步選定的地基加載區域為整跨,同時考慮內部鋼材及模板、支架重量、施工機械自重及振搗作用,以均布荷載形式加載至預壓地層表面,最終加載至場地荷載45.3 kPa,荷載塊的尺寸為1 m3標準混凝土試件。橋梁樁基鄰近堆載如圖2所示。

圖2 橋梁樁基鄰近堆載示意圖Fig.2 Bridge pile foundation adjacent surcharge schematic diagram

3 數值模型的建立

3.1 模型建立

由于現場條件限制,無法進行更加深入的現場試驗,為了分析現澆箱梁滿堂支架地基在堆載預壓情況下,硬殼層厚度對鄰近橋梁樁基受力和側移的影響,利用PLAXIS 3D有限元軟件展開模擬分析。考慮堆載區域、樁基分布及尺寸等進行初步計算,最終確定該模型高度取110 m,長度取150 m,寬度取100 m。建立土層階段,根據現場地質情況,將土層分為9層并設置土層參數,其中0～-1.5 m土層深度處為硬殼層;然后,建立樁基和測斜管模型并進行網格劃分,除土體外,硬殼層和測斜管均采用線彈性模型,模型網格劃分如圖3所示,采用中等疏密度,對于樁體等研究對象粗糙因數設置為0.5,其他粗糙因數采用系統默認值;最后,劃分施工步驟,在預壓范圍內設置三層預制塊,通過在不同分析步中采用是否激活預制塊的形式,來模擬荷載的施加。為模擬真實的施工加載過程,采取12級加載、6級卸載的方式并將荷載簡化為均布面荷載。

圖3 模型及網格劃分示意圖Fig.3 Model and grid division diagram

3.2 參數設置

土層采用土體硬化模型(HS模型)模擬土體的變形特性,主要參數有E50、Eur及Eoed等。其中,橋梁樁基礎采用混凝土材料,樁單元使用Embedded樁單元進行模擬,其數值模擬參數如表2所示。

表2 樁材料參數Table 2 Pile material parameters

3.3 模擬與實測的結果對比

3.3.1 測斜管對比結果

如圖1、圖2所示,測斜管埋設在堆載預壓區短邊外側中線處,且測斜管最后要高于地面0.5 m。對測斜管進行土體水平位移監測并且繪制地基預壓結束時刻測斜管側向位移隨深度變化的深度位移曲線,與根據數值模擬結果繪制的曲線進行對比,如圖4所示。

水平位移方向為背離預壓區域方向

測斜管位于預壓區域外部短邊中線上,測量0～-18.5 m深度范圍內土層的水平位移。可以看出,土體的水平位移隨著深度的增加呈現出不規律的減小:在0～-2 m范圍內,水平位移減小趨勢最快,說明硬殼層的存在有效地限制了土體表層的水平位移,提高了土體的抗變形能力;在-2～-11.1 m范圍內,水平位移的減小趨勢最緩即隨著深度的增加,位移變化曲線近似垂直;在-11.1～-18.5 m范圍內,水平位移再次大幅減小,但其減小趨勢仍次于土體表層水平位移的減小趨勢。

3.3.2 沉降釘對比結果

圖5給出了現場實測加載和卸載曲線與模擬值的對比曲線。可以看出,當加載到最大荷載時,水平位移結果的最大差異為1.1 mm,沉降結果的最大差異為7%,卸荷后的差異為5%,因此可以認為PLAXIS 3D的模擬較好地還原了現場施工填筑過程。

圖5 地基預壓結束時刻沉降釘結果Fig.5 Results of settlement nails at the end of foundation preloading

4 硬殼層對樁身軸力和變形的影響

滿堂支架法是應用最廣泛、應用時間最長、技術最成熟的混凝土現澆橋梁施工方法之一,但采用滿堂支架法進行施工時,必須對地基進行處理才能實施。針對于沿海軟土基,就地固化技術與滿堂支架現澆橋梁施工法相結合會是比傳統方法更優的選擇。

為分析硬殼層對樁身受力和側移影響,從有無硬殼層以及硬殼層厚度方面進行考慮并設計工況如表3所示。工況1為現場原始工況,硬殼層厚度為1.5 m,固化范圍為整個地基處理區域;工況2設計為無硬殼層的情況,工況3設計硬殼層厚度為2.0 m,分別與工況1進行對比討論硬殼層的厚度對樁身的受力變形影響。

表3 不同硬殼層下計算工況Table 3 Calculation conditions under different hard shell layers

4.1 樁身受力結果分析

一般來說,土體的固化深度少有超過1.5 m的情況,當硬殼層深度大于1.5 m時,樁身軸力會表現出與無硬殼層和1.5 m硬殼層相不一致的規律,如圖6所示。

圖6 樁身軸力變化圖Fig.6 Pile axial force variation diagram

沿樁深度范圍內,3條曲線整體分布情況相差不大,均為先增大后減小,說明在堆載預壓期間,產生負摩阻力。在0～37.5 m范圍內,樁周土體以淤泥土和粉土為主,此部分有硬殼層的工況樁身軸力略大于無硬殼層的工況,但總體相差不大;沿樁深度在37.5 ～75.5 m范圍內,“2.0 m硬殼層”曲線出現了與其他兩條曲線較明顯的差異,即幾乎不隨深度的變化而變化,最大軸力為2 692 kN,最小軸力為2 632 kN,數值較接近;但“無硬殼層”和“1.5 m硬殼層”曲線則先增大,后減小,最大差值為531 kN,相差較大;沿樁深度在75.5～100 m范圍內,固化深度為2.0 m的樁身軸力呈直線變化,變化速度很均勻,但其余兩條曲線則先慢后快,最終在100 m深度處,3條曲線達到幾乎相同的360 kN。

進一步比較3條曲線的大小關系可知:1.5 m硬殼層的樁身軸力始終大于無硬殼層,而2.0 m硬殼層的樁身軸力在37.5 m以上大于無硬殼層,在37.5 m以下明顯小于無硬殼層。原因可能在于:1.5 m硬殼層限制了樁土相對位移,樁身側摩阻力小,軸力略大;而2.0 m硬殼層已經具有了足夠強的荷載承擔能力,能夠承擔上部荷載,因此樁身軸力明顯減小。

依據圖6繪制圖7所示的樁身側摩阻力隨橋樁深度的分布和變化規律,可以發現,“無硬殼層”和“1.5 m硬殼層”工況下的樁身側摩阻力變化規律較為相近,且均在60 m深度以下為正,60 m深度以上為負,即中性點在60 m,約為樁長的2/3處;而“2.0 m硬殼層”工況中,中性點位置約在50 m深度處,為1/2樁長。

圖7 樁身側摩阻力圖Fig.7 Pile side friction resistance diagram

觀察圖7可以發現,在樁頂附近,樁側摩阻力值普遍較小,分析原因可能在于地表以下3 m深度范圍內的土層為呈流塑狀態的淤泥質粉質黏土,土層性質軟,不利于樁側摩阻力的發揮;而對于含硬殼層的工況來說,硬殼層限制了樁頂水平位移,樁土相對位移小,樁側摩阻力值也相應減小。

此外無論哪一種工況,樁身側摩阻力均在3 m深度處發生了突變,原因在于3 m位置處是淤泥質粉質黏土和粉土的分界面,由表1可知,第二層粉土的工程性質要顯著優于上部土層,樁側摩阻力得以充分發揮,并隨著樁土相對位移的變化呈現先增大后減小的趨勢,在10 m深度左右達到峰值后迅速減小,這是因為在樁身21.8～59.9 m范圍內土層為一層呈流塑狀態的深厚淤泥質粉質黏土,土層性質差,負側摩阻力緩慢穩定下降,在接近中性點深度時,樁土相對位移接近于0,在中性點深度處樁側阻力為0。

對比工況3和工況1、工況2發現,工況3的中性點較另兩種工況上移且側摩阻力值總體偏小,分析這一特殊現象原因是:隨著堆載預壓的進行下,土體內部產生超孔隙水壓力轉化為附加有效應力并發生固結沉降,使得樁側摩阻力隨樁土間相對位移增大,但硬殼層厚度的增加減小了樁土相對位移,樁側負摩阻力傳遞深度有所降低,從而造成中性點位置上升。綜合1.5 m硬殼層和無硬殼層的結果,可以發現,硬殼層厚度會影響樁身側摩阻力的變化情況和中性點的位置,且硬殼層厚度越大,影響越明顯。

4.2 樁身水平位移結果分析

根據PLAXIS 3D計算模型繪制出圖8所示的樁身水平位移曲線,在模型參數設置中,有硬殼層模型僅將表層淤泥質粉質粘土相應厚度的土層進行材料參數和本構模型的更改,其他參數不做改變。

圖8 不同硬殼層厚度下的樁身側向位移Fig.8 Lateral displacement of pile under different thickness of hard crust layer

由圖8可知,無硬殼層的水平位移曲線在46 m深度以上基本呈直線下降趨勢;而有硬殼層部分在46 m深度以上呈先增大后減小的趨勢:在0 ～10 m深度,水平位移逐漸增加,無硬殼層的水平位移值大于有硬殼層的位移,且隨著硬殼層厚度的增加,位移值發生明顯的減小,尤其是樁頂的水平位移,澆筑固結時無硬殼層情況下水平位移比2 m硬殼層超出了近1.5 mm,這一結果說明,硬殼層能有效控制樁頂水平位移。

樁頂水平位移最大可達5 mm,但考慮到樁長較長的因素,樁頂最大水平位移仍處于規范的允許值范圍。

在10～46 m深度,有無硬殼層的差距只有很細小的差別:以35 m深度處為例:1.5 m硬殼層水平位移為0.64 mm;2.0 m硬殼層水平位移為0.47 mm;無硬殼層水平位移值為0.40 mm,最大相差不足0.25 mm,且存在1.5 m硬殼層的水平位移值最大,無硬殼層的水平位移值最小的規律,其原因可能是:無硬殼層時樁身的水平位移呈直線下降,下降速度較快,從而低于有硬殼層的樁身位移值。

對于46～100 m范圍內3種工況的樁身水平位移則基本一致,在46 m處都達到0.085 mm并逐漸趨向于0,且位移差值基本不隨深度的改變而改變,這是由于橋樁為混凝土樁,剛度大,因此樁底幾乎不產生位移。

5 壓縮模量對樁身水平位移的影響

對于樁的水平位移曲線來說,樁頂的水平位移常常是最大的,但是圖8中“1.5 m硬殼層”曲線卻出現了反常的現象:在第2層土所屬的樁身范圍內出現了更大的水平位移值,其原因可能是:一般來說,土的模量滿足3E50=3Eoed=Eur,但根據現場地勘報告數據可以發現,第二層土(標高-3～-21.8 m)的工程性質并不滿足上式,因此本節考慮通過改變土體壓縮模量,探究土層參數對樁基水平位移的影響。

圖9給出的是當壓縮模量為2～10 MPa時,樁身水平位移的變化規律,需要說明的是,由于水平位移-沿樁深度曲線在40～100 m范圍內幾乎重合,因此在圖9中將不予體現。可以看出,當土體的壓縮模量介于2～4 MPa時,土的壓縮模量將會十分明顯地影響樁身水平位移,而當土的壓縮模量介于4～10 MPa時,土的壓縮模量的影響效果將減弱,例如,當壓縮模量由2 MPa變化到4 MPa時,樁頂水平位移減小了3.57 mm;而壓縮模量由8 MPa變化到10 MPa時,樁頂水平位移僅減小了0.35 mm。

圖9 不同壓縮模量的樁身水平位移曲線Fig.9 Horizontal displacement curves of pile body with different compression modulus

進一步觀察可知,在第2、3層土的分界面上,2 MPa土體和10 MPa土體對樁身水平位移的最大影響幅度為58%,但隨著深度的增加,當達到第3層土的中心位置時(32.65 m),最大影響幅度僅有32%。可以發現,土的壓縮模量總體上看僅會影響本層土所在范圍的樁身水平位移值,而對于超出該范圍的樁身水平位移的影響程度降低得十分迅速。

由圖9中土層參數可知,當壓縮模量為3 MPa時,土體的E50與原土相同,Eoed相差約3倍;當壓縮模量為9 MPa時,土體的Eoed與原土相同,E50相差約3倍。以第1、2層土的分界面為例,原土與3 MPa土層在此位置的水平位移差值為2.39 mm,原土與9 MPa土層在此位置的水平位移差值為1.04 mm,相比降低56%。這說明當土體不滿足3E50=3Eoed=Eur且經過反復加卸載過程時,卸載/再加載剛度模量的影響將遠大于主偏量加載剛度模量及側限壓縮剛度模量的影響。

6 結論

采用PLAXIS 3D軟件建立數值模型,設計了在多級荷載情況下,硬殼層的厚度對樁身水平位移和樁身受力的影響規律,得出以下結論。

(1)建立基于現場的數值計算模型,并將計算結果與現場試驗結果進行了對比,說明模型能夠較好地還原現場施工過程。

(2)在大面積堆載預壓情況下,硬殼層不僅能有效降低樁土相對位移,厚度的增加還會影響樁身側摩阻力的變化以及中性點的位置。當硬殼層為2 m時,樁身軸力迅速減小,負摩阻力傳遞深度也減小。

(3)在大面積堆載預壓的情況下,硬殼層的存在能有效控制樁頂水平位移,且存在一定的影響深度范圍,在此范圍內,厚度越大,樁頂水平位移越小;

(4)樁周土體壓縮模量會影響樁身水平位移,即土體壓縮模量越高,樁身水平位移越小,但減小量僅在該層土及以上較為明顯,其影響效果會隨壓縮模量的增加而減弱且卸載/再加載剛度模量Eur的影響占主要地位。