衛(wèi)乾 ，陳吉森

(1.杭州市勘測設(shè)計研究院，浙江 杭州 310012; 2.南京水利科學(xué)研究院，江蘇 南京 210024)

1 引 言

隨著經(jīng)濟發(fā)展，我國沿海地區(qū)灘涂圍墾工程不斷興起，墾區(qū)內(nèi)橋梁樁基礎(chǔ)位于深厚的軟弱土層中，促淤、堆填造地及橋梁附近的大型建筑物荷載等導(dǎo)致的樁周土體固結(jié)、沉降等將直接導(dǎo)致橋梁基礎(chǔ)的沉降和變位，上部結(jié)構(gòu)的受力狀況也將發(fā)生相應(yīng)的變化，若處理不當(dāng)將會影響橋梁結(jié)構(gòu)整體安全［1］。因此，有必要對此類位于軟土地基上，并在使用過程中地質(zhì)環(huán)境發(fā)生變化的橋梁基礎(chǔ)的整體安全性進行研究和論證，為設(shè)計提供科學(xué)可靠的依據(jù)［2］。

由于現(xiàn)場試驗費用高、耗時久，解析算法在考慮實際工程中復(fù)雜的工況和地層條件時又受到限制，而有限元法不僅能解決上述問題，還可以考慮土體非線性本構(gòu)關(guān)系及復(fù)雜的接觸條件和邊界條件，因此有限元法相對于上述方法更有利［3］。本文采用有限元軟件ABAQUS 對促淤環(huán)境作用下樁周土固結(jié)沉降和樁側(cè)摩阻力變化規(guī)律進行建模并做了分析。

2 有限元計算模型

2.1 工程背景

以尚處在設(shè)計規(guī)劃階段的浙江沿海高速公路某跨海大橋為例，工程區(qū)為海岸灘涂，屬圍墾區(qū);表層為軟塑的亞粘土，厚度 1.5 m ～3.0 m。上部為軟土，厚度可達5 m ～33 m，主要為淤泥和淤泥質(zhì)粘土，性質(zhì)較差，中部主要為厚層的亞粘土和粘土，硬塑與軟塑交替出現(xiàn)，下部為硬塑的粘性土和礫石、卵石層?；A(chǔ)形式均為2×2 大直徑鉆孔灌注樁承臺基礎(chǔ)。

2.2 有限元模型建立

模型樁基視為線彈性體，樁徑為 2 m，樁心距n=6.8 m，跨徑m=30 m，樁長為88.6 m，樁頂無約束且出露地表 20 m。單樁樁頂設(shè)計荷載值Q=4 700 kN。樁基與淤泥質(zhì)粘土、粘土和亞粘土、圓礫和粉砂的摩擦系數(shù)分別設(shè)為0.1、0.3、0.5，計算參數(shù)見表1所示。土層和樁基均采用六面體八節(jié)點實體單元離散，土層計算范圍取水平表面長寬各200 m，深 100 m 進行計算，在樁頂施加最大設(shè)計荷載4 700 kN 的壓力。網(wǎng)格模型的4 個土層側(cè)面邊界采用水平約束，底面邊界采用固定約束。根據(jù)工程區(qū)附近區(qū)域灘涂面變化監(jiān)測數(shù)據(jù)，計算模型促淤荷載假定為5年3.35 m，促淤土體密度為 1 720 kg/m3，計算模型如圖1所示。

圖1 有限元計算模型圖

2.2 有限元計算的基本假定

模型計算假設(shè)符合以下條件［4］:①孔隙水的流動符合達西定律，即水、土為流固耦合體;②計算過程中采用比奧固結(jié)理論，水體不可壓縮;③土體的滲透系數(shù)隨土體孔隙比線性變化，考慮了土體滲透系數(shù)在不同方向的差異;④樁周土體完全飽和;⑤樁體及圓礫石層為線彈性本構(gòu)關(guān)系;土體本構(gòu)模型采用Mohr－Coulomb彈塑性模型;⑥樁土接觸面采用主從接觸面之間的“硬接觸”，不考慮樁土接觸面的滲流作用。

表1 樁、土參數(shù)

3 模型計算結(jié)果分析

3.1 沉降位移場分析

圖2為樁周土沉降分布情況，從圖上可以看出在促淤條件下，190 d 以前地表沉降量很小，在190 d 以后沉降量的增長變得明顯。土層沉降分布情況如下:5年后淤積厚度為 3.35 m 時，最終沉降量最大處為地表，為 21.6 cm，粘土層次之，其頂面最終沉降量為7.71 cm。而圓礫層受到的影響為最小，其頂面最終沉降量為0.76 cm。

圖2 基礎(chǔ)土層分層沉降－時間關(guān)系

樁周土固結(jié)沉降對基樁產(chǎn)生下拉荷載使得基樁發(fā)生沉降，促淤初期樁頂無明顯的位移，190 d 位移開始明顯增長，1 825 d 后樁頂最大位移為3.519 mm。

3.2 基礎(chǔ)孔隙水壓力情況分析

圖3反映的是不同深度孔壓隨著時間的變化曲線。從圖上可以看出孔壓隨著深度的增加而逐漸增大。因為透水面設(shè)在土體的頂面，土層距離透水面越近，該土層孔隙水滲透的速度越快，土層的孔壓增加值也越小。最大孔壓發(fā)生在②粘土層，1 825 d 后最終孔壓為31.34 kPa。在附加應(yīng)力的作用下，有效應(yīng)力和孔隙水壓力同時增加，兩者之和等于附加應(yīng)力值。

圖3 基礎(chǔ)不同深度超靜孔壓－時間關(guān)系

3.3 樁身側(cè)摩阻力情況分析

圖4為不同時間樁側(cè)摩阻力隨深度變化曲線。從圖中可以看出因樁周土體固結(jié)沉降在樁的上部產(chǎn)生下拉荷載(即負摩阻力)，并且隨固結(jié)過程增大，負摩阻力范圍和數(shù)值也隨之增大。同時樁身中性點位置也不斷向下移動，如圖5所示。在1 825 d 以后，中性點位置在深度59 m 左右。樁側(cè)負摩阻力和正摩阻力最大值分別出現(xiàn)在 40.6 m 和 64.9 m 埋深處，達到了8.6 kPa 和6.8 kPa。荷載引起的最大樁側(cè)負摩阻力為1 400 kN 左右，最大樁側(cè)正摩阻力為 1 100 kN左右，表明中性點以下的土體提供的正摩阻力并不足以抵消中性點以上的負摩阻力，因此還需由樁端持力層提供一部分反力支持。降低了樁基的承載力。

圖4 樁身側(cè)摩阻力分布－時間關(guān)系

圖5 樁身中性點位置－時間關(guān)系

4 結(jié) 論

(1)樁基穿過深厚軟弱淤泥層時，灘涂促淤圍墾工程將對樁基礎(chǔ)產(chǎn)生影響。促淤條件下單位樁側(cè)摩阻力變化值不大，但是大直徑超長樁與地基土接觸面積很大，計算工況中最大負摩阻力達到了1 400 kN 左右，雖然可由下部樁側(cè)正摩阻力和樁端反力抵消，但是降低了樁基的承載力，在實際工程中需考慮這方面的影響。

(2)由于促淤引起樁土之間的相對位移，導(dǎo)致出現(xiàn)中性點，中性點的位置隨著促淤時間的增長而逐漸下移，變化范圍在30 m ～60 m 之間，范圍較大。

(3)模型只模擬了促淤工況下對橋梁樁基礎(chǔ)的影響，而實際上，圍墾工程后續(xù)的圍區(qū)造地堆填、基礎(chǔ)處理及周邊大型建筑物建設(shè)都將產(chǎn)生更大的附加荷載，勢必對橋梁基礎(chǔ)產(chǎn)生更大的影響。因而灘涂圍墾對樁土作用的影響不容忽視，另外模型并未包含上部橋梁結(jié)構(gòu)，因此只能作出受拉或受壓的狀態(tài)判斷，無法給出實際數(shù)值，值得進一步研究。

［1］吳繼敏，魏繼紅，孫少銳．沿海圍墾區(qū)建筑荷載下鄰近超長樁三維模型［J］．工程地質(zhì)計算機應(yīng)用，2009(1) ．

［2］魏繼紅．大直徑灌注樁荷載傳遞機理及數(shù)值模擬研究［D］．河海大學(xué)，2008．

［3］聶如松，冷伍明．軟土地區(qū)橋臺樁基負摩阻力試驗研究［J］．巖土工程學(xué)報，2005(6) : 642 ～645．

［4］陳福全，楊敏．地面堆載作用下鄰近樁基性狀的數(shù)值分析［J］．巖土工程學(xué)報，2005，27(11) : 1286 ～1290．

［5］黃澤珍．軟土地基上大面積堆載下橋梁樁基負摩阻力分析［J］．公路交通技術(shù)，2004(3) :55 ～57．