靜壓沉樁后黏土中超孔壓時空分布規(guī)律研究

張智慧,朱文文,馬 天,劉 堅,劉洋義

(遼寧工程技術(shù)大學力學與工程學院,遼寧 阜新 123000)

天然含水量大、壓縮性高和承載力低的黏土層在荷載作用下的變形會逐漸增大,沉降時間不斷延長[1-2],可采用質(zhì)量可靠、造價相對較低和施工速度快的預(yù)應(yīng)力高強度混凝土(pre-stressed high-strength concrete,PHC)管樁提高地基承載力[3-5]。在飽和軟黏土中打入或壓入PHC管樁,土體中會產(chǎn)生應(yīng)力場和較高的超孔隙水壓力(以下簡稱為“超孔壓”)等[6-7],從沉樁開始伴隨著超孔壓的產(chǎn)生、消散或固結(jié),某一時刻土體的有效應(yīng)力可能會出現(xiàn)負值,影響管樁基礎(chǔ)的承載力。在海洋樁基工程中,海床土體內(nèi)孔壓及有效應(yīng)力在時空上的不均勻變化可能使土骨架產(chǎn)生液化或剪切破壞,通過影響樁基承載特性從而使海工結(jié)構(gòu)物失穩(wěn)[8]。因此,仍需對靜壓沉樁引起的超孔壓和有效應(yīng)力的變化規(guī)律進行研究。

國內(nèi)外學者主要通過理論分析、試驗研究和數(shù)值模擬等方法對沉樁引起的孔隙水壓力(以下簡稱“孔壓”,為靜孔壓和超靜孔壓之和)分布和土體應(yīng)力場進行定量分析[9]。在理論分析方面,Poulos等[10]應(yīng)用小孔擴張理論分析了PHC管樁周圍土體中超孔壓的分布;路德春等[11]依據(jù)土體和荷載兩個條件,分析和明確了有效應(yīng)力原理及其物理定義,揭示了孔壓對土體物理力學特性的影響機理;唐曉武等[12]改進了時變荷載下地基的徑向和豎向兩個方向的組合孔壓解析解,發(fā)現(xiàn)開孔PHC管樁具有最好的孔壓消散能力;Mousavi等[13]建立了半經(jīng)驗?zāi)Ｐ蛠眍A(yù)測部分飽和砂土中超靜孔壓的產(chǎn)生。在試驗研究方面,Fattah等[14]通過物理模型試驗,發(fā)現(xiàn)純豎向振動引起的管樁樁周的超孔壓可忽略;張亞國等[15]通過離心模型試驗,研究了距管樁的水平距離和埋深對飽和黏性土中靜壓沉樁引起的樁周土體總應(yīng)力和超孔壓變化的影響;Azzouz等[16]采用壓電側(cè)向應(yīng)力(piezo-lateral stress, PLS)裝置測量了黏性土中沉樁階段和隨后固結(jié)階段的樁身孔壓;王永洪等[17]通過黏性土中的足尺靜壓PHC管樁貫入試驗,確定了樁身不同位置處超孔壓與上覆有效壓力的比值。在數(shù)值模擬方面,錢峰等[18]通過ABAQUS對沉樁過程中的超孔壓進行了數(shù)值模擬;孟振等[19]利用有效應(yīng)力方法計算了修正劍橋(modified Cam-clay, MCC)模型Vumat子程序中的超孔壓,并模擬了不排水條件下軟黏土中沉樁施工對樁周土體的影響;桑松魁等[20]研究了沉樁過程中層狀土中靜壓PHC管樁樁土界面處孔壓隨深度的變化規(guī)律,何耀輝[21]監(jiān)測了壓樁后土體的水平位移和超孔壓隨時間的變化規(guī)律,兩者從沉樁過程和成樁后樁周土體的固結(jié)過程研究了沉樁施工對樁周土體的影響,并提出了合理解決沉樁擠土效應(yīng)的措施。由此可見,沉樁施工過程分為沉樁過程和沉樁后樁周土體的固結(jié)或工程性質(zhì)改變過程兩個階段,這種假設(shè)適用于滲透性較差的飽和黏性土,不適用于砂土等滲透性較好的土體。上述研究大多針對靜壓沉樁過程中樁周土體孔壓的變化規(guī)律,而對靜壓沉樁后管樁樁周及樁端土體的超孔壓時空分布特征和豎向有效應(yīng)力變化規(guī)律缺乏研究。

本文通過現(xiàn)場原位試驗和ABAQUS有限元軟件對靜壓沉樁后PHC管樁樁周土體的固結(jié)過程進行研究,分析處于層狀飽和黏土中的豎向受荷管樁引起的超孔壓時空變化特征和樁端局部土體應(yīng)力變化規(guī)律,并對比探討不同豎向荷載工況下超孔壓的空間分布特征,為靜壓沉樁引起的相關(guān)工程問題提供參考依據(jù)。

1 現(xiàn)場試驗方案

現(xiàn)場試驗在深圳市龍華區(qū)黏土地區(qū)進行,根據(jù)勘察結(jié)果,場地內(nèi)的地層主要是人工填土層、第四系沖積層和第四系殘積層,各土層物理力學指標見表1。該場地地下水埋深為0.3～4.0m。

表1 土層物理力學指標

1.1 量測樁與監(jiān)測儀器的布置與埋設(shè)

試驗采用PHC-500AB-100型預(yù)應(yīng)力高強混凝土管樁,管樁外徑為500mm,壁厚100mm,單節(jié)樁長10m,施工方法為靜力壓入法。為精確獲得沉樁后樁土界面、樁周層狀土體和樁端底部局部土體中孔壓隨深度和平面距離的變化規(guī)律,在量測樁樁身表面安裝AD-25微型孔壓傳感器和HC-16微型應(yīng)力傳感器,兩種壓力傳感器的壓力量程分別為0～100MPa和150kPa～100MPa,精度均為滿量程的±0.1%。

為防止PHC管樁壓入分層土時對傳感器造成偏轉(zhuǎn)和損壞,考慮到孔壓傳感器過小和土壓力的方向性,選用直徑12mm螺母、硅膠和橡膠塞與AD-25微型孔壓傳感器共同加工形成擴大頭(圖1(a)),選用1.2mm厚、15mm寬的薄鋼片對試驗中處于相同水平位置的HC-16應(yīng)力傳感器進行不同方向的固定(圖1(b))。

圖1 加工后的傳感器

依據(jù)不同的埋深和徑向距離,在量測樁外表面上的樁端至樁頂共布置了6個孔壓傳感器(U01～U06),與樁端距離依次為0、2、4、6、8、10m;還布置了3個應(yīng)力傳感器(P01～P03),與樁端距離分別為0.25、0.5、1m。另外為了獲得樁端局部土體的超孔壓變化規(guī)律和土體應(yīng)力場,在樁端各埋設(shè)了1個孔壓傳感器(U07)和應(yīng)力傳感器(P04);埋設(shè)U08、U09和U10 3個孔壓傳感器和P05、P06兩個應(yīng)力傳感器,以便獲得水平方向距樁不同徑向距離的孔壓和應(yīng)力變化,具體布置情況見圖2。為較準確地將樁身以外的P05、P06與U08、U09、U10傳感器布置在預(yù)定位置,采用自制螺旋掏土工具和內(nèi)徑為15mm、壁厚1mm的薄壁鋼管鉆孔,將傳感器放入達到預(yù)計深度的孔洞中,并充填先前掏出的原狀土。

圖2 量測樁周圍傳感器布置示意圖(單位: m)

1.2 加載過程與數(shù)據(jù)采集

采用壓力傳感器、位移傳感器、樁基靜載測試分析儀和內(nèi)徑300mm的千斤頂?shù)葘α繙y樁進行豎向加載試驗。量測樁的最大預(yù)估載荷為300kN,在其樁頂采用慢速維持荷載法進行豎向加載,每級施加30kN,當加載后樁頂沉降量小于0.1mm/h且連續(xù)出現(xiàn)2次時,視為達到穩(wěn)定標準,才能施加下級荷載,重復(fù)此操作,直至量測樁荷載沉降曲線出現(xiàn)明顯拐點可終止加載。使用YSV8316靜態(tài)應(yīng)變儀采集試驗數(shù)據(jù),可以實現(xiàn)16通道同時采集,頻率為50Hz。

2 現(xiàn)場試驗結(jié)果與分析

2.1 不同埋深處樁土界面超孔壓變化

沉樁時在樁身表面測得的瞬時孔壓增量Δu為超孔壓,超孔壓與靜水壓之和為樁土界面處的孔壓。通過采集不同埋深H處孔壓傳感器的數(shù)據(jù),可獲得成樁后樁土界面超孔壓的變化規(guī)律,結(jié)果如圖3所示。其中處于樁頂位置的U06傳感器因埋深很淺,測讀時間短,無法測出U06傳感器的有效值。

圖3 沉樁過程中超孔壓分布

由圖3可知,不同埋深處樁土界面超孔壓的分布曲線具有同樣的變化規(guī)律,即樁土界面處超孔壓均隨著管樁埋深的增加近似呈線性增長趨勢,且局部增長趨勢隨樁周特性不同的土層而發(fā)生突變。以布置在樁端的U01傳感器為例,簡要分析不同埋深處樁土界面超孔壓的變化規(guī)律:超孔壓在地下水位以上幾乎為0,在地下水位以下隨沉樁深度增加而急劇增大,其原因是樁端處發(fā)生剪切破壞時土體被擠壓開裂,導致超孔壓急劇增大。當樁端打入至3.91m和5.40m處時,超孔壓的增幅小于樁端位于上一土層時的增幅,這是因為3.91m處為淤泥質(zhì)黏土層和粉質(zhì)黏土層的分界面,此處粉質(zhì)黏土層的滲透性大于淤泥質(zhì)黏土層;5.40m處為粉質(zhì)黏土層和圓礫砂層的分界面,此處圓礫砂層的滲透性大于粉質(zhì)黏土層;滲透性大的土層,有利于孔隙水的消散,致使樁端分別處于粉質(zhì)黏土層和圓礫砂層時超孔壓增大較慢,具體突變?nèi)鐖D3(b)(c)所示;同理,當樁端打入至7.5～9.1m和9.1～10.0m時,樁端分別處于礫質(zhì)黏性土層和粉質(zhì)黏土層時超孔壓增大較快。結(jié)果與桑松魁等[20]現(xiàn)場原位測試得到的規(guī)律相似。

2.2 樁土界面超孔壓隨時間的變化

以沉樁結(jié)束的時刻為起點,監(jiān)測并采集沉樁后不同埋深處的孔壓傳感器數(shù)據(jù),繪制出不同埋深處超孔壓Δu隨時間的變化曲線(圖4)。由圖4可知,初始時刻,不同埋深樁土界面處Δu基本處于各自的最大值,即此刻從樁端(H=10m)到樁頂(H=0m)的Δu最大值依次為193.2、49.8、40.5、31.7、25.8、17.6kPa;前5天不同埋深處的Δu基本無變化,仍大致處于各自的最大值。第5天后Δu開始減小,這預(yù)示著超孔壓開始消散;第5～6天Δu減小速度很快,第6～20天Δu減小速度變慢,并伴隨著小幅度升降波動,其中在H=0m處,即樁頂附近土層的Δu減小到0kPa,其原因是樁頂處的土層受擾動較小,其他埋深處的Δu均不超過30kPa;第20～30天不同埋深處的Δu隨時間的推移逐漸趨于穩(wěn)定,樁周地基土慢慢進入休止期,即成樁后第30天,各土層的超孔壓基本消散完畢。

圖4 超孔壓變化曲線

2.3 上覆豎向有效應(yīng)力隨時間的變化

圖5 上覆豎向有效應(yīng)力變化曲線

3 理論分析

3.1 沉樁引起超孔壓變化的機理

沉樁過程中管樁樁周黏土體產(chǎn)生塑性區(qū),此時在不排水條件下的受擠壓過程中,水和土顆粒不易壓縮導致孔壓升高。在成樁后飽和土滲流固結(jié)過程中,超靜孔壓即孔隙水上的孔壓u逐漸消散,飽和土中任意面上的總應(yīng)力σ轉(zhuǎn)移到土骨架上,豎向有效應(yīng)力σ′逐漸增大,u和σ均是時間的函數(shù),即u=f1(t),σ′=f2(t)。由外荷載引起的u隨時間的增長而逐漸消散,σ′、u和σ三者之間的關(guān)系為[11]

σ′=σ-u

(1)

結(jié)合水力壓裂和孔穴擴張理論[20],推導出沉樁過程中在樁土界面處豎向開裂和水平開裂時超孔壓的計算公式分別為

(2)

(3)

其中Ir=G/cu=Eu/2(1+ν)cu

式中:Δuhm,S、Δuhm,P分別為深度h樁土界面m上豎向開裂和水平開裂時的超孔壓;cu為不排水抗剪強度;Ir為剛度指數(shù);K0為土側(cè)壓力系數(shù);G為彈性剪切模量;Eu為不排水三軸試驗的初始切線模量;ν為土體的泊松比。

(4)

式(4)的展開推導同文獻[22],對單位面積的土體,得到修正后的上覆豎向有效應(yīng)力為

(5)

3.2 MCC模型不排水分析方法

(6)

式中γ′為土體的有效容重。考慮到在水平方向無變形,K0=ν/(1-ν)。

(7)

其中M=6sinφ′/(3-sinφ′)

式中:M為臨界狀態(tài)線的斜率(臨界狀態(tài)應(yīng)力比);φ′為土體有效內(nèi)摩擦角。

根據(jù)MCC模型在e-lnp′ 坐標系上的等向壓縮固結(jié)曲線[25],其二維狀態(tài)邊界面的一般方程為

(8)

式中:e0為初始孔隙比;λ為塑性體積模量對數(shù)(壓縮曲線的斜率);κ為多孔介質(zhì)體積模量對數(shù)(回彈曲線的斜率);η為初始應(yīng)力比。式(8)化簡得:

(9)

通過無側(cè)限抗壓強度試驗求飽和黏土的不排水剪切強度cu,在徑向應(yīng)力σr=0、側(cè)向應(yīng)力σl=2cu時的偏應(yīng)力q0為

q0=σl-σr=2cu

(10)

不排水條件下[25-26],MCC模型中偏應(yīng)力q0亦可表示為

(11)

由上述各初始應(yīng)力條件和式(10)(11),根據(jù)MCC模型理論,土體中的不排水剪切強度cu為

cu=(M/2)exp{[(1+e1)-(λ-κ)ln2-(1+e0)]/λ}

(12)

4 有限元數(shù)值模擬

4.1 數(shù)值模型構(gòu)建

采用ABAQUS 建立三維圓柱模型并進行計算,為節(jié)省運算時間,據(jù)其對稱性建立1/4模型來分析不同樁頂荷載作用下的超孔壓。模型的尺寸參數(shù)及土體參數(shù)參照現(xiàn)場原位試驗的數(shù)據(jù)來設(shè)置,樁徑為0.5m,樁長為10m,樁體的彈性模量Ep=30 GPa,泊松比νp=0.3,樁周土體為半徑10m、高20m的1/4圓柱體。采用MCC模型作為土體本構(gòu)模型,樁體采用剛體模擬。其他土層重要參數(shù)如表1和表2所示。

表2 各土層參數(shù)

根據(jù)上述條件對所建立的三維圓柱模型進行網(wǎng)格劃分(圖6),得到16028個實體單元,選取C3D8作為樁體單元,C3D8P作為土體單元,分析樁身的應(yīng)力和不排水條件下樁土滲流應(yīng)力耦合作用;將模型底部和頂面分別設(shè)為固定邊界和自由邊界,對側(cè)面邊界施加水平約束;模型建立后,先分析初始應(yīng)力場,然后導入自編的子程序VOIDRI對初始孔隙比進行預(yù)定義,最后在樁頂施加分級豎向荷載,以此來模擬沉樁后外荷載作用下的管樁樁周層狀土體的滲流固結(jié)過程。

圖6 有限元模型

4.2 模型驗證

圖7 模型對比驗證曲線

4.3 荷載條件下的超孔壓變化

對建立的模型樁樁頂施加分級荷載,得到沉樁在不同荷載p作用下樁周及樁端下部土體的超孔壓分布云圖(圖8),可見超孔壓最大值出現(xiàn)在樁端底部,并隨著距樁心徑向距離的增大而逐漸減小。當對樁頂分別施加60、90、120、150kN荷載時,最大正孔壓依次為66.280、11.640、6.383、4.285kPa,最大負孔壓依次為-23.320、-3.232、-1.655、-1.065kPa。此外,樁端下局部土體產(chǎn)生的超孔壓區(qū)域在水平方向和垂直方向上比前一級荷載變大。

圖8 不同樁頂荷載作用下超孔壓變化云圖(單位: kPa)

從圖8可看出樁側(cè)中下部產(chǎn)生了負的超孔壓,是因為靜壓沉樁后產(chǎn)生的擠土效應(yīng),距模型樁較近的群樁區(qū)域內(nèi)后壓樁可能會對先壓樁產(chǎn)生浮樁作用,樁端受到向上荷載作用的同時,滲透系數(shù)小、含水量大且處于卸荷狀態(tài)的樁側(cè)軟黏土體中會產(chǎn)生負的超孔壓;從整體上看,樁頂施加荷載逐漸增大的同時,樁端土體產(chǎn)生的超孔壓區(qū)域也逐漸變大,且樁端下部區(qū)域較上部更大,最大正孔壓和負孔壓值逐漸變小,表明超孔壓隨樁頂施加荷載的增大而逐漸消散,樁端和樁側(cè)靠下土體有效應(yīng)力值逐漸增大,這是由于靜壓沉樁和沉樁后對樁頂?shù)呢Q向加載可以在樁周土體中產(chǎn)生可能超過土體靜水劈裂壓力的超孔壓。另外在對樁頂進行豎向加載時,樁對土的剪切作用使土體體積膨脹,較高的超孔壓和沉樁施工會使樁側(cè)土體發(fā)生劈裂現(xiàn)象,且可通過劈裂裂縫使超孔壓快速消散。

圖9是不同樁頂荷載作用下,水平方向上距離樁心不同位置的超孔壓變化云圖。根據(jù)樁周孔壓傳感器所在位置,選取埋深H=10m、土體半徑為5m范圍內(nèi)的1/4圓柱面分析其超孔壓變化規(guī)律。從圖9可看出,當在樁頂分別施加60、90、120、150kN荷載時超孔壓最大值依次為61.600、7.880、4.420、3.060kPa,超孔壓最小值依次為-0.200、0.000、0.000、0.010kPa。整體從某一平面上看,水平方向上的超孔壓隨著荷載p的增大而逐漸減小。各級荷載下H=10m的樁周土體平面上,超孔壓在水平方向上隨著離樁心越來越遠而逐漸減小,且水平方向超孔壓最大值均小于豎直方向上的超孔壓最大值,這也意味著隨著地基土的滲流固結(jié),超孔壓逐漸消散的同時,樁端局部土體豎直方向有效應(yīng)力比水平方向上有效應(yīng)力更大,隨時間增長更快。成樁后,隨著時間的推移,當某一時刻的超孔壓消散完畢,有效應(yīng)力不再增大時,意味著地基土開始進入休止期。

圖9 距離樁心不同位置的超孔壓變化云圖

5 結(jié) 論

a.超孔壓隨著管樁埋深的增加而呈逐漸增大趨勢,并且超孔壓增大速率與樁周土層滲透性呈負相關(guān)關(guān)系。

b.沉樁結(jié)束后的初始時刻,越接近樁端的超孔壓最大值越大,之后便快速下降并趨于穩(wěn)定,即超孔壓隨時間推移基本消散完畢。在樁端局部土體中,越接近樁端的初始上覆豎向有效應(yīng)力越大,隨時間呈逐漸增大的趨勢;反之,遠離樁端的土體呈相反變化規(guī)律,但最終都趨于穩(wěn)定,即上覆豎向有效應(yīng)力不再增大和減小,即成樁后30d地基土處于休止期。

c.在不同樁頂荷載作用下,樁端底部的超孔壓最大,樁側(cè)中下部超孔壓出現(xiàn)負值,即豎直方向上距離樁端越近,超孔壓越大,同一水平方向上離樁心距離越遠,超孔壓越小;隨著樁頂荷載的增大,靠近樁端和樁心的超孔壓最大值逐漸減小。