套筒長度對加筋碎石樁復(fù)合地基路堤變形和穩(wěn)定性的影響

陳建峰，李良勇，徐超，馮守中

(1.同濟(jì)大學(xué)地下建筑與工程系，上海，200092；2.海南大學(xué)土木建筑工程學(xué)院，海南海口，570228；3.武漢廣益交通科技股份有限公司，湖北武漢，430074)

碎石樁處理軟土地基主要依靠周圍土體提供的側(cè)向約束力，當(dāng)周圍土體強(qiáng)度較低時(shí)，樁體容易產(chǎn)生鼓脹破壞[1-3]。采用土工合成材料套筒包裹碎石樁體形成加筋碎石樁(也稱為土工織物散體樁)，可以大幅度提高碎石樁體的側(cè)限作用，進(jìn)而提高復(fù)合地基承載能力，減少沉降量[4-6]。套筒長度影響加筋碎石樁單樁變形和承載力。MURUGESAN 等[7]通過二維數(shù)值模擬得出最優(yōu)套筒長度為2 倍樁徑。KHABBAZIAN等[8-9]通過三維數(shù)值模擬發(fā)現(xiàn)最優(yōu)套筒長度隨樁體沉降量的增加而增大，但3倍樁徑的套筒長度能夠明顯減小樁體的沉降量和鼓脹量。MURUGESAN 等[10]通過室內(nèi)模型試驗(yàn)發(fā)現(xiàn)碎石樁部分加筋時(shí)的性能和全長加筋時(shí)較接近，但當(dāng)荷載超過一定值后，部分加筋的碎石樁會表現(xiàn)出應(yīng)變軟化現(xiàn)象。LEE等[11]通過室內(nèi)模型試驗(yàn)得出最優(yōu)加筋長度為2～4 倍樁徑。HONG等[12]通過室內(nèi)模型試驗(yàn)發(fā)現(xiàn)當(dāng)筋材剛度較低時(shí)，樁體最大鼓脹量發(fā)生在距樁頂2.5 倍樁徑部位，隨著筋材剛度的增加，樁體最大鼓脹部位不斷加深。陳昌富等[13]引入滑塊平衡法，建立加筋碎石樁在深層鼓脹破壞模式下的2種計(jì)算模型，發(fā)現(xiàn)加筋碎石樁的最優(yōu)加筋長度約為4倍樁徑。套筒長度對加筋碎石樁復(fù)合地基變形和穩(wěn)定性也有很大的影響。RAJESH[14]通過二維數(shù)值模擬發(fā)現(xiàn)，隨著套筒長度的增加，復(fù)合地基中超孔隙水壓力消散加快，樁土應(yīng)力比增大。YOO等[15-18]通過三維數(shù)值模擬研究加筋碎石樁復(fù)合地基路堤變形和穩(wěn)定性，發(fā)現(xiàn)全長加筋樁體有效減少復(fù)合地基的沉降。ALI 等[19-20]通過模型試驗(yàn)發(fā)現(xiàn)部分加筋時(shí)，樁體的最大鼓脹變形發(fā)生在加筋與未加筋部位交界處。趙明華等[21-22]通過室內(nèi)模型試驗(yàn)研究套管長度對加筋碎石樁側(cè)向和豎向變形以及破壞模式的影響，發(fā)現(xiàn)樁體的最大鼓脹變形多發(fā)生于未加筋部位，其破壞模式與多種因素相關(guān)。OUYANG 等[23]通過模型試驗(yàn)研究加筋碎石樁復(fù)合地基的承載變形機(jī)理，發(fā)現(xiàn)部分加筋時(shí)碎石樁最大鼓脹變形發(fā)生在未加筋部位，而全長加筋時(shí)的最大鼓脹變形發(fā)生在距樁頂2～4 倍樁徑處。DUAN等[24]基于彈塑性理論推導(dǎo)復(fù)合地基中加筋碎石樁徑向應(yīng)力解析，發(fā)現(xiàn)最優(yōu)加筋長度與荷載水平、樁體的豎向和徑向位移有關(guān)。趙明華等[25]基于圓孔擴(kuò)張理論，獲得了可考慮筋材與樁、土協(xié)調(diào)變形的加筋碎石樁復(fù)合地基極限承載力計(jì)算方法，發(fā)現(xiàn)加筋碎石樁的最優(yōu)加筋長度隨著筋材性能和樁周土體條件的變化而變化。上述研究主要采用數(shù)值模擬、1g(g為重力加速度，1g=9.8 m2/s)相似模型試驗(yàn)和理論分析手段研究套筒長度對加筋碎石樁單樁和復(fù)合地基變形、承載力和穩(wěn)定性的影響，尚缺少現(xiàn)場試驗(yàn)和符合實(shí)際應(yīng)力場、變形場的離心模型試驗(yàn)等方面的研究。因此，本文作者采用土工合成材料套筒對碎石樁體進(jìn)行全長加筋、半長加筋和不加筋的復(fù)合地基路堤離心模型試驗(yàn)，以研究套筒長度對復(fù)合地基路堤變形和穩(wěn)定性的影響。

1 離心模型試驗(yàn)

1.1 試驗(yàn)設(shè)備和模擬對象

本次試驗(yàn)所采用的離心設(shè)備是同濟(jì)大學(xué)150g·t容量的復(fù)合型土工離心機(jī)，其最大離心加速度為200g，有效半徑為3 m。所采用的模型箱的有效內(nèi)部長、寬和高分別為900，700和700 mm。

本次試驗(yàn)的模擬對象為高度為5 m，頂寬為5 m，坡率為1:1.25 的路堤，路堤下面為10 m 厚的軟土地基，采用加筋碎石樁進(jìn)行地基處理，樁長為10 m，樁徑為0.8 m，樁間距為2.5 m，正方形布樁。本試驗(yàn)采用的相似比N=25，圖1所示為模型尺寸和傳感器布設(shè)圖。本次共開展3組試驗(yàn)，分別采用筋材套筒對碎石樁體進(jìn)行全長加筋、半長加筋和不加筋試驗(yàn)，其中不加筋碎石樁即為普通的碎石樁。

1.2 模型試驗(yàn)材料

模型地基土由粒徑均勻的0.018 mm 的商業(yè)高嶺土制備。液塑限聯(lián)合試驗(yàn)測得其液限wL=54.2%，塑限wP=34.3%，固結(jié)試驗(yàn)測得壓縮系數(shù)a1-2=0.35 MPa-1，固結(jié)不排水剪試驗(yàn)測得有效黏聚力c?=0，有效內(nèi)摩擦角φ?=27.7°。

選取灰色的尼龍窗紗作為本次模型試驗(yàn)的筋材。將尼龍窗紗制作成圓筒狀，接縫處重疊1 cm，采用小型縫紉機(jī)來回縫紉4 道，然后采用502 膠水將縫線和尼龍灰窗紗進(jìn)行膠結(jié)，保證接縫處的強(qiáng)度不低于尼龍窗紗的強(qiáng)度。通過寬條拉伸試驗(yàn)測得其極限抗拉強(qiáng)度為2.5 kN/m，5%拉伸率時(shí)的強(qiáng)度為0.9 kN/m，筋材剛度(即5%拉伸率時(shí)拉伸力與拉伸率之比)為18 kN/m，乘以相似比25后對應(yīng)原型筋材的強(qiáng)度和剛度分別為63 kN/m和450 kN/m，與現(xiàn)有商業(yè)土工格柵力學(xué)性質(zhì)接近。

采用平均粒徑為2.64 mm 的石英砂模擬樁體材料，其干密度為1.60～1.85 g/cm3。制備的模型樁樁體密度為1.75 g/cm3。

采用平均粒徑為1.23 mm 的鐵礦砂模擬路堤填土，其干密度為1.80～2.40 g/cm3。模型路堤分層填筑，其密度為2.20 g/cm3。

圖1 模型尺寸及傳感器布設(shè)圖Fig.1 Model size and arrangement of instruments

1.3 地基制備過程

1)將完全飽和的高嶺土泥漿在25g離心加速度下固結(jié)3 h，而后采用陳建峰等[26]特制的小型靜力觸探儀對地基土體進(jìn)行靜力觸探試驗(yàn)，測得的地基土不排水抗剪強(qiáng)度隨深度的變化曲線如圖2所示。從圖2可以看出：3組試驗(yàn)地基土的不排水抗剪強(qiáng)度相近，約為6 kPa。

2)將厚度為2 cm 的鉆有樁位孔的定位板置于地基土上方，將外徑與樁徑相等的空心薄壁鋼管從樁位孔中緩慢壓入地基土內(nèi)，然后取出空心鋼管內(nèi)的土體。

3) 采用全長加筋工況時(shí)，將縫制好的全長加筋窗紗套筒放入鋼管內(nèi)，之后通過中空的PVC 擊實(shí)桿貫入石英砂，每貫入5 cm 左右用擊實(shí)桿擊實(shí)40 次，然后分段拔管，保證石英砂頂面與套管底面有2 cm左右的重合段。采用半長加筋工況時(shí)，清孔完畢后直接灌入石英砂，分段拔管至20 cm高度后放入縫制好的半長加筋窗紗套筒，然后灌入石英砂分段拔管。

4)重復(fù)步驟3直至所有樁體均打設(shè)完畢，然后修剪高出地基土表面的樁體，使得樁體與地基表面平齊，最后分層填筑路堤。圖3所示為成樁及填筑路堤后的復(fù)合地基。

圖2 地基土不排水抗剪強(qiáng)度隨深度變化曲線Fig.2 Relationship between undrained shear strength and depth of foundation soil

圖3 成樁及填筑路堤后的復(fù)合地基Fig.3 Composite foundation with the columns and embankment constructed

1.4 傳感器布置

如圖1所示，為了測量作用于樁頂和樁間土上的壓力，在路堤中心線附近樁頂和樁間土上分別布置2個(gè)土壓力計(jì)。在地基土中埋設(shè)3個(gè)孔隙水壓力計(jì)測量超孔隙水壓力。在樁頂和樁間土上各埋設(shè)1 個(gè)沉降標(biāo)，然后，在沉降標(biāo)上布設(shè)差動式位移計(jì)測量樁頂和樁間土沉降。

3 組試驗(yàn)的加載過程相同，圖4所示為加載過程中加速度曲線。由圖4可見：在5 min 內(nèi)加速到25g，而后穩(wěn)定10 min。

圖4 加載過程中加速度曲線Fig.4 Acceleration curves during loading

2 試驗(yàn)結(jié)果

2.1 路堤變形

圖5為加速度達(dá)到25g后，休止期末時(shí)3 組試驗(yàn)的路堤變形形態(tài)，圖5中虛線框?yàn)殡x心模型運(yùn)轉(zhuǎn)前路堤和樁體的輪廓線。不加筋的復(fù)合地基路堤填土呈傾斜狀，這是由于模型箱側(cè)壁高嶺土向上翻漿遮住了路堤底部填土，但根據(jù)試驗(yàn)結(jié)束后挖除土體所得到的變形后實(shí)際路堤底面位置如圖5(a)所示，可見其實(shí)際沉降量顯著。由圖5(b)可見：半長加筋的復(fù)合地基路堤產(chǎn)生了很大的沉降，路堤幾乎全部陷入地基土中，這是由于邊坡及靠近坡肩下的半長加筋樁體在路堤荷載下彎曲變形；全長加筋的復(fù)合地基路堤沉降較小且相對比較均勻。

圖6所示為3 組試驗(yàn)樁頂和樁間土沉降隨時(shí)間變化曲線圖。由圖6可見：半長加筋的樁頂和樁間土沉降量較不加筋和全長加筋大很多。表1所示為樁頂和樁間土沉降，在休止期末，半長加筋、不加筋和全長加筋的樁間土沉降量分別約為86，52 和46 mm，樁頂沉降量分別約為79，45 和25 mm，半長加筋的樁頂和樁間土沉降量為不加筋的1.7 倍左右。將半長加筋的樁間土和樁頂沉降量乘以離心模型率N=25 而還原成原型，則分別高達(dá)2 150和1 975 mm。

圖5 25g末時(shí)復(fù)合地基路堤變形形態(tài)Fig.5 Deformed shape of composite foundation embankments at the end of 25g

全長加筋的樁頂和樁間土之間的差異沉降明顯，而半長加筋和不加筋的差異沉降基本一致。由表1可見：在休止期末全長加筋、半長加筋和不加筋時(shí)樁頂和樁間土之間的差異沉降，分別約為21，7 和7 mm。

2.2 超孔隙水壓力

圖6 樁頂和樁間土沉降隨時(shí)間變化曲線Fig.6 Settlement at the top of columns and soil varied with time

表1 樁頂和樁間土沉降Table 1 Settlement at the top of columns and soil mm

圖7所示為3 組試驗(yàn)3 個(gè)測點(diǎn)處超孔隙水壓力與時(shí)間的關(guān)系曲線。由圖7可見：3 個(gè)測點(diǎn)的超孔隙水壓力變化規(guī)律相似，其在加載階段迅速上升，而在休止階段則較快速地消散；對同一加筋長度的樁體，k1，k2和k3測點(diǎn)測得的超孔隙水壓力依次增大，原因是k1測點(diǎn)較k2和k3測點(diǎn)埋深淺，排水路徑短，而k3點(diǎn)位于4 根樁中間，其比同一埋深的k2測點(diǎn)排水路徑遠(yuǎn)；在同一測點(diǎn)，半長加筋的超孔隙水壓力要大于不加筋的超孔隙水壓力，全長加筋的超孔隙水壓力最小。這是由于全長加筋樁體的剛度大，導(dǎo)致荷載向樁頂集中，從而作用于樁間土上的荷載減小，超孔隙水壓力減小，而半長加筋樁體由于發(fā)生彎曲變形，導(dǎo)致作用于樁間土上的荷載增加，其產(chǎn)生的超孔隙水壓力較不加筋時(shí)更大。

2.3 樁頂和樁間土應(yīng)力

圖8所示為3 組試驗(yàn)樁頂和樁間土應(yīng)力以及樁土應(yīng)力比隨時(shí)間變化曲線。由圖8(a)可見：三者樁頂應(yīng)力均明顯高于樁間土應(yīng)力；全長加筋的樁頂應(yīng)力較半長加筋和不加筋情況偏大，休止期末全長加筋、半長加筋和不加筋三者的樁頂應(yīng)力分別約為335，239 和245 kPa；而全長加筋時(shí)的樁間土應(yīng)力較半長加筋和不加筋時(shí)略小，休止期末三者樁間土應(yīng)力分別為84，106和105 kPa。

圖7 超孔隙水壓力隨時(shí)間變化曲線Fig.7 Excess pore water pressures varied with time

由圖8(b)可見：三者樁土應(yīng)力比變化規(guī)律基本一致，在加載階段樁土應(yīng)力比不斷增大，而在休止階段樁土應(yīng)力比逐漸減小并趨于穩(wěn)定。這是由于加載階段荷載向剛度較大的樁體集中，導(dǎo)致樁土應(yīng)力比增加；而在休止階段隨著超孔隙水壓力的消散，樁間土體固結(jié)，土體模量增大，導(dǎo)致部分荷載轉(zhuǎn)移到土體，樁土應(yīng)力比減小。休止期末，全長加筋、半長加筋和不加筋的樁土應(yīng)力比分別約為4.0，2.2 和2.3，全長加筋的樁土應(yīng)力比約為后兩者的1.8倍。

2.4 樁體變形及路堤穩(wěn)定性

由于25g下套筒全長加筋碎石樁復(fù)合地基的沉降較不加筋和半長加筋情況明顯偏小，為進(jìn)一步探討其穩(wěn)定性，故對該組試驗(yàn)繼續(xù)加至50g，而后休止10 min。50g時(shí)休止期末的樁間土和樁頂沉降分別為65和35 mm，介于不加筋和半長加筋的樁間土和樁頂沉降。試驗(yàn)結(jié)束后，挖除樁周土體觀測這3組試驗(yàn)的樁體變形，如圖9所示。

圖8 樁頂和樁間土應(yīng)力及樁土應(yīng)力比隨時(shí)間的變化Fig.8 Stress on columns and soil as well as stress concentration ratio varied with time

由圖9(a)可見：(不加筋)碎石樁樁體其碎石擠入周圍軟土中，其以鼓脹變形為主，使得路堤產(chǎn)生了顯著沉降；坡腳下的A1號樁上部雖然產(chǎn)生了彎曲變形，但復(fù)合地基并沒有出現(xiàn)滑移的趨勢。盡管碎石樁樁體抗彎剛度很低，然而，當(dāng)樁體產(chǎn)生鼓脹變形并引起路堤整體較大沉降后，路堤自身的水平荷載也降低，同時(shí)樁間土由于固結(jié)其強(qiáng)度有所提高，故軟土中的碎石樁復(fù)合地基路堤不一定出現(xiàn)剪切滑移破壞，而會因樁體鼓脹變形而引起路堤過大沉降。

由圖9(b)可見：半長加筋時(shí)，坡腳下的B1 號樁其半長加筋樁體沿著加筋套筒底部加筋與未加筋交接部位向外傾倒，B2號樁以及靠近坡肩下的B3號樁其半長加筋樁體則發(fā)生了彎曲變形，原因應(yīng)是半長加筋樁體其抗彎剛度不足，在路堤邊坡所產(chǎn)生的水平荷載下樁體發(fā)生彎曲變形甚至傾倒。而路堤中心的B4 號樁體主要承受路堤的豎向荷載，在加筋套筒底部未加筋部位發(fā)生明顯的鼓脹變形，原因是樁頂應(yīng)力通過加筋樁體傳遞至未加筋部位，且軟土的側(cè)限能力低，導(dǎo)致未加筋部位的碎石向外擠出而產(chǎn)生鼓脹，所得現(xiàn)象與ALI等[19-20]的一致?？梢姡腴L加筋樁體的抗壓剛度也偏小。上述2個(gè)因素導(dǎo)致半長加筋碎石樁復(fù)合地基路堤產(chǎn)生很大的沉降。

圖9 樁體變形圖Fig.9 Deformations of columns

由圖9(c)可見：全長加筋時(shí)，在離心加速度50g下路堤邊坡下的樁體發(fā)生了彎曲變形，但由于全長加筋樁體的抗彎剛度高，樁體的彎曲變形程度仍較25g下半長加筋時(shí)小。然而，離心模型試驗(yàn)證實(shí)了陳建峰等[27-28]采用1g模型試驗(yàn)和三維數(shù)值模擬所得出的結(jié)果，即加筋碎石樁樁體在路堤荷載下易發(fā)生彎曲變形而不易被剪切破壞。

由上所述，套筒加筋長度對加筋碎石樁復(fù)合地基路堤變形和穩(wěn)定性影響顯著。半長加筋樁體其抗彎剛度不足，而路堤水平荷載又較碎石樁路堤大，導(dǎo)致路堤沉降更大，穩(wěn)定性更低，其半長加筋的效果還不如碎石樁的效果。另外，半長加筋碎石樁加筋長度是其樁徑的6.25倍，而對加筋碎石樁單樁沉降和承載力研究得出的最優(yōu)加筋長度為2～4 倍樁徑的結(jié)論，顯然不可應(yīng)用于復(fù)合地基中的加筋碎石樁。

在實(shí)際應(yīng)用中，由于路堤自身產(chǎn)生較大水平荷載以及軟土本身的側(cè)限能力低，應(yīng)對碎石樁樁體采用全長加筋方式，以減小加筋碎石樁復(fù)合地基路堤的沉降，提高穩(wěn)定性。

3 結(jié)論

1)對于(不加筋)碎石樁復(fù)合地基路堤下的樁體，由于碎石擠入軟土中，其主要發(fā)生鼓脹變形，導(dǎo)致路堤整體產(chǎn)生顯著沉降，但未出現(xiàn)剪切滑移的趨勢。

2) 半長加筋碎石樁復(fù)合地基路堤邊坡及靠近坡肩下的樁體由于抗彎剛度不足，其在路堤荷載下發(fā)生彎曲變形及傾倒，同時(shí)位于路堤中心、主要承受豎向荷載的樁體則在加筋套筒底部未加筋部位產(chǎn)生明顯鼓脹變形，導(dǎo)致路堤產(chǎn)生很大的沉降，其樁頂和樁間土沉降量為碎石樁復(fù)合地基路堤的1.7倍左右。

3) 全長加筋碎石樁復(fù)合地基路堤邊坡下樁體在路堤荷載下向外彎曲，但由于全長加筋的樁體抗彎和抗壓剛度較大，路堤沉降較小。

4) 在實(shí)際應(yīng)用中，應(yīng)對樁體采用全長套筒加筋方式，以減小加筋碎石樁復(fù)合地基路堤的沉降及提高穩(wěn)定性。

5) 后續(xù)研究工作將基于離心模型試驗(yàn)，采用三維有限元程序ZSoil 建立加筋碎石樁復(fù)合地基路堤流固耦合數(shù)值模型，進(jìn)一步研究不同參數(shù)對加筋碎石樁復(fù)合地基路堤變形及穩(wěn)定性的影響。