福建莆田软土区桩-土相互作用原位试验研究

胡 凡

(福建省现代工程勘察院, 福州, 350000)

当桥梁跨越湖区、河道及湿地等土质状况不良的地区，桥头路堤填筑会给下卧的软土层带来一个位移场。当路堤与桩基距离较小时，软土层位移场中的水平位移可能引起软土与桩基间的相互作用，使桩基产生挠曲、偏移和开裂等现象，由此导致工程出现事故。例如，南京某特大桥跨越湖区软土地区，在圩堤与台后填土的作用下，软土侧移引发了桥台桩基的位移与转动，造成巨大的经济损失[1]。由上述工程事故可知，若没有做好充分的研究，由软土横向变形引起的软土-被动桩相互作用对桥梁桩基的危害很大，甚至会影响桥梁的建设与正常使用。

1 工程背景概况

江口高架桥位于莆田市涵江区江口镇，桥梁路线穿越软土区，桥梁架设前需要针对路基填筑对桥台桩基础的影响进行深入分析。而桩基与软土间的相互作用具有很强的地域特性，为使研究得出的结论具有更高的可靠性与适用性，在桥址区灌注了2根试验桩，在制定好监测方案后进行了1∶1的软土-被动桩相互作用原位试验。然后，根据孔隙水压力、桩身拉压应变、桩身弯矩和桩侧土抗力和等试验数据，分析桥头路堤填筑对桥梁桩基的影响。最后，根据试验分析结果，对莆田软土区的桥梁建设提出了建议，可为江口高架桥及类似工程提供参考。

江口高架桥属于福建省普通国省干线“联十一线”(莆田境)涵江江口至仙游枫亭段公路桥梁，全长1 410.4 m，孔数及跨径(4*29.5+4*29.5+3*40+7*30+3*40+12*30+3*40+4*30+4*30)m，上部结构采用预应力混凝土连续T梁，下部构造采用柱式墩配桩基础、肋板台配桩基础，桥梁设计荷载为公路Ⅰ级(桩顶受压轴力7 201 kN)，桥梁变形要求沉降小于5 mm，墩顶位移不大于2.74 cm。

1.1 地形地貌

该场区属于冲海积平原地貌，桥梁横跨防洪河道，河宽约30 m，处于港口海岸，水位受潮水涨落的影响，地形平缓开阔。

1.2 桥址区场地土类别

根据“福建省普通国省干线公路联十一线(莆田境)涵江江口至仙游枫亭段江口高架桥工程场地地震安全性评价报告”(1)福建省现代工程勘察院， 福建省普通国省干线公路联十一线(莆田境)涵江江口至仙游枫亭段工程(A2合同段)两阶段施工图设计工程地质勘察报告 ，2014。，桥址区场地覆盖层平均等效剪切波速(Vse)为145.8 m/s(≤150 m/s),属软弱土场地，场地类别为Ⅲ类。

1.3 地层岩性

根据钻孔揭露，该区域地层上层为第四系冲海积淤泥、粉质黏土及卵石；下伏地层为燕山早期侵入花岗岩及风化层。其中，在桥头路堤填筑位置，下卧淤泥土层约16 m，黏土层约8 m，卵石层约6 m，更深处为岩石下卧层。场区各地层分布特征(表1)所示。

表1 场区土层分布特征

1.4 水文地质条件

场区地表水主要来自防洪河道，河宽约30 m，水深为1～5 m，水位受潮水涨落影响。

地下水主要为第四系松散岩类孔隙水、基岩裂隙水2大类型。孔隙水主要储存于冲海积卵石层，连通性较好，属强透水层，渗透性与富水性好，水量丰富，为弱承压水，其主要补给来源为大气降水与地表水渗入补给。勘察钻孔所揭露场区范围内地下水埋深0.50～1.90 m。

2 原位试验介绍

2.1 试验桩设计

江口高架桥设计采用泥浆护壁钻孔灌注桩，设计桩长为36～49 m，桩径分为1.2 m和1.5 m 2种，桩基材料均采用C30混凝土和HRB335钢筋(主筋)。此次试验在场地土中按照设计要求分别灌注桩径为1.5 m和1.2 m，长度均为40 m的2根试验桩，编号分别为RC-1和RC-2。由于在路堤填筑的作用下，桥梁桩基的受荷方式为典型的被动桩，需要计算桩身抗弯刚度(K)，计算结果(表2)所示。同时，被动桩在淤泥层中的横向刚度系数Q可由式(1)和式(2)计算。

b0=0.9×(1.5D+0.5)

(1)

(2)

K=EcI

(3)

式中：b0为考虑桩周土空间受力的计算宽度(m)；D为桩径；m为水平地基反力系数(kN/m4)；Ec为桩身混凝土实际弹性模量(kN·m2)，I为换算桩身截面惯性矩(m4)，K为桩身抗弯刚度。

根据公路桥涵地基与基础设计规范[2]中给出的m值表格可知，桥址区淤泥层m可取为5.0 kN/m4，粉质黏土层m可取15 kN/m4。以式(1)和式(2)可以计算得到各桩基的相对刚度系数。

表2 场区内试验桩参数

桩径不同时，桩基抗弯刚度和横向刚度系数均不同，即桩径改变对软土-桩基相互作用的影响较大。而试验设计在场地土中分别灌注桩径为1.5 m和1.2 m的2根试验桩，具有一定代表性，试验结果可为江口高架桥的建设提供一定参考。

在试验桩灌注前，按照“混凝土结构设计规范”[3]中的要求对桩身材料进行了检测。根据试验桩混凝土力学性能参数(表3)，试验中制备的C30混凝土符合要求，可以用于试验桩的灌注。

表3 场区内试验桩混凝土力学性能参数

2.2 监测仪器布置与测点位置

在场区灌注试验桩时，试验在传统灌注桩施工工序的基础上增加了主要监测仪器的布置过程(图1)。

土压力计(EPG)：试验选用西安创金电子科技LY-350应变式微型土压力计，直径为1.55 mm，体积较小便于布置，具有较强防水功能。埋设土压力时，需首先在护筒内造浆，在泥浆池存一部分泥浆后进行正式钻孔，在形成完整的泥浆护壁前测点位置埋置土压力计，须注意保持土压力计受力面垂直于桩基和堆载中心的连线。

图1 场区监测测点位置(m)Fig.1 Location of monitoring points in the field

钢筋应变计(RSG)：试验选择武汉立方达公司LT40型应变计，其精度与稳定性灵敏度为0.01με，量程为1 500 με。在布置应变计时，首先需预制并将钢筋笼单层摆放，将钢筋应变计测点位置安装即。在埋置钢筋笼时，须注意保证应变计位置在桩基和堆载中心的连线上。

柔性位移计(FDM)：试验采用XB-300柔性位移计，量程为300 mm，精度为0.01 mm。在成桩并去掉顶的浮渣桩头后，即可在桩顶安装位移计。

孔隙水压力计(VWP)：试验选择的是振弦式孔压计，稳定性较好。埋设孔隙水压力计时，打孔到最深测点位置并放入第一个力计，在观测段回填透水填料并以膨润土球隔离，回填至第二个测点位置放入第二个孔隙水压力计，再次回填透水填料与膨润土泥球，以此反复，最后封孔。

2.3 加载模拟方案和监测制度

场区试验结合路堤设计尺寸与路堤填筑到桥梁桩基的距离，拟定试验路堤底面尺寸为20 m×10 m、顶面为12 m×4 m、路堤高度为4 m。由于试验路堤仅为模拟地表的受荷情况，所有填筑材料主要以废弃渣土为主。堆载及试验桩布置情况(图2)。为模拟路堤填筑的不同施工阶段对桩-土间作用的影响，试验须考虑加载时间对土体位移场的影响，将路堤堆载与监测方案分为3个阶段，堆载位置地表受到的换算荷载(表4)。

图2 场区堆载及试验桩布置图(m)Fig.2 Stacking and test pile layout in the field

表4 场区加载阶段及监测结果

3 试验结果分析

3.1 孔隙水压力

在路堤堆载作用下，软土层会出现孔隙水压力逐渐消散的过程，该过程会影响软土层的变形情况。而孔压消散对软土层横向变形的影响，也将间接地影响到软土与桩基间的相互作用。因此，根据监测得到的孔压变化曲线、土表横向变形曲线和桩身压应变特征，综合分析软土层孔压消散过程与软土-桩基相互作用间的关系。

根据路堤下不同深度处孔隙水压力的变化情况可知，不同埋深位置孔压的增大和消散过程类似(图3)。第0，4和9周完成堆载后，软土层中的孔隙水压力均在3 d内提升到最大值，然后开始逐渐降低。同时，堆载时间间隔为4周，但堆载完成4周后软土层中的孔压还未稳定。从孔压消散速度推测，孔压要下降到加载前同一水平大约需要9周，孔压趋于稳定大约需要12周。特殊的，在最早的4周内，软土层中孔压的变化相较更不稳定。其原因主要是试验的第一次加载在8月份，为多雨季节，降水量的变化会影响软土层中的孔压。

另外，比较不同埋深位置的孔隙水压力可知，埋深3 m处的孔压受堆载的影响最大。3次堆载，埋深3m处的孔压分别增加了17.5%、20.5%和24.2%，且每次堆载后达到的最大孔压均超过上一次堆载，埋深3 m和6 m处的孔隙水压力也有类似的现象。而在埋深12 m处，每次堆载孔压分别增大5.2%、5.0%和5.5%，且每次堆载后达到的最大孔压与上一次堆载相当。埋深15 m处，3次堆载造成的孔压变化均在5%以内，几乎不受影响。可见，较浅土层中孔压的变化较为敏感，即较浅土层受荷固结效果比较深土层更高(图3)。

图3 场区孔隙水压力监测结果Fig.3 Pore water pressure monitoring resultsin the field

由监测得到的土表横向变形曲线(图4a)可知，在堆载作用下前2周，软土层的土表横向变形约占前4周的75%，且前2周土表横向变形幅度为后2周的310%。可见，在加载完成后最初的2周内，土体变形最为剧烈，且横向变形会在外载作用的第11周左右停止。可见，软土层横向变形与孔压消散过程相关，当孔压接近稳定时，软土层横向变形也逐渐停止[4]，这与研究结论类似。另外，根据桩身压应变历程(图4b)可知，在堆载作用下前2周，桩身最大压应变至少可以达到前4周的80%，且从第10周开始几乎不再增大。因此，在完成桥头路堤堆载后两周内，桥梁桩基较有可能发生挠曲破坏。在完成桥头路堤堆载10周后，才能准确检测桩基状况。

图4 场区土表变形(a)与桩身压应变历程(b)Fig.4 Deformation of soil surface (a) and compressive strain course of pile body(b)in the field

3.2 桩身拉压应变

对试验桩RC-1与RC-2的桩身进行拉压应变监测，每个测点数据均在加载完成4周后测得。2根试验桩在堆载的作用下，桩身拉压应变曲线均存在3处拐点。分析其原因主要是在堆载作用下，软土层会产生一定大小的横向变形导致软土与桩基间的相互作用，此时桩基的受荷方式为被动桩。桩身挠曲变形后，会将这种变形向更深埋深处传递并带动黏土层产生一定程度的变形，此时桩基的受荷方式为主动桩。而在土层交界处，试验桩的桩身应变变化较大，均由拉应变迅速转变为压应变或由压应变迅速转变为拉应变，说明桩身受荷方式在土层交界位置发生转变，可将土层交界位置近似的作为桩身被动段与主动段的交界处。为使分析更据条理，此次研究将桩身拉压应变解耦为被动段和主动段分别研究。

3.2.1 桩身被动段拉压应变

试验桩RC-1桩身被动段的拉压应变分布规律可知(图5a、b)，堆载小于75 kPa时，桩身两侧拉压应变呈对称分布，最大拉压应变均处于100 με以内。而试验桩桩身混凝土的极限拉应变(εcr)约为100 με，可知堆载小于75 kPa时，试验桩仍处于弹性状态。当堆载增大为125 kPa，桩身两侧的拉、压应变不再对称分布。同时，在桩基埋深5～7 m(3.5～4.5 D)范围内，桩身拉应变达到100 με且不再有增大的趋势，桩身压应变已超过100 με且在埋深7 m左右达到最大值约300 με。可知，堆载达到125 kPa时，试验桩在埋深5～7 m内出现裂缝，已处于弹塑性状态，且桩身最早出现裂缝的位置在埋深7 m附近。另外，从桩身最大压应变分布规律来看，堆载为40 kPa、75 kPa和125 kPa时，桩身最大压应变分别为59.6 με、85.5 με和330.9 με，最大压应变位置分别在埋深5.0 m、6.0 m和7.0 m。

试验桩RC-2桩身被动段的拉压应变分布规律可知(图5c、d)，堆载小于75 kPa时，试验桩处于弹性阶段。当堆载增大为125 kPa，试验桩在埋深4～6 m处出现裂缝，已处于弹塑性状态，且桩身最早出现裂缝的位置在埋深6 m附近。另外，荷载为40 kPa、75 kPa和125 kPa时，试验桩RC-2的最大压应变分别为54.2 με、80.5 με和305.5 με，最大压应变位置分别在埋深5.0 m、5.0 m和6.0 m，呈现规律与试验桩RC-1一致。可知，桩身最大压应变与堆载呈正比，且最大压应变位置随着堆载的增大出现在埋深更大的位置。其原因主要是，桩身开裂后桩身应力重新分布，更深埋深位置的桩-土体系参与到相互作用中，使相互作用更加完全。

图5 场区PC-1、PC-2桩身拉压应变曲线Fig.5 Tension strain curves of PC-1、PC-2 piles in the field

对比来看，桩径越大，桩身抗弯刚度越大，相同堆载下桩侧最大拉压应变越小，即桩身弹性极限荷载越大、抗裂性能越强且桩身挠曲程度越小。同时，桩径越大，桩身最大拉压应变位置越深，即桩身与软土间的相互作用效果越好。

3.2.2 桩身主动段拉压应变

试验桩RC-1桩身主动段的拉压应变分布规律可知，当堆载由40 kPa增大为75 kPa时，桩侧最大拉压应变分别由13.5 kPa、13.0 kPa增大为50.8 kPa、52.4 kPa，增幅分别为276.3%、303.1%。试验桩RC-2主动段的桩侧最大拉压应变增幅分别为57.0%、100.5%。当堆载由75 kPa增大为125 kPa时，RC-1和RC-2主动段桩侧最大拉压应变化较小，平均增幅不足20%。可见，桩身开裂后，堆载主要由桩身被动段的桩-土相互作用吸收。试验桩两侧拉压应变均在80 με以内且拉压应变对称分布，即主动桩部分处于弹性状态。预计在可能出现的堆载作用下，桩身主动段也将始终处于弹性状态。

3.3 桩身弯矩

根据桩身拉压应变，可由式(3)计算试验桩弹性阶段的桩身弯矩[5]。

(3)

式中：M为桩身弯矩；εt为桩身拉应变；εc为桩身压应变；D为桩径；Ec为桩身混凝土实际弹性模量(kN·m2)；I为换算桩身截面惯性矩(m4)。

由RC-1的桩身弯矩曲线可知(图6a)，堆载为40 kPa、75 kPa和125 kPa时，桩身最大弯矩分别为60.2 kN·m、138.5 kN·m和282.8 kN·m，最大弯矩位置与桩身最大应变位置一致。其中，堆载增大为125 kPa时，在埋深6～9 m的范围内桩身弯矩超过200 kN·m并逐渐形成塑性铰点，塑性铰点位置即为桩身出现裂缝的位置。由RC-2的桩身弯矩曲线可知(图6b，堆载为40 kPa、75 kPa和125 kPa时，桩身最大弯矩分别为66.8 kN·m、141.3 kN·m和320.4 kN·m，最大弯矩位置与桩身最大应变位置一致。其中，堆载增大为75 kPa时，在埋深5～6 m的范围内桩身弯矩超过150 kN·m并出现形成塑性铰点的趋势。当堆载增加为125 kPa，在埋深5～8 m范围内桩身弯矩超过200 kN·m，且在此区域内塑性铰点更加明显。因此，当试验桩处于弹性阶段，桩身弯矩均处于140 kN·m以内；当桩身出现裂缝，桩身弯矩达到200 kN·m，可视为试验桩的弹性极限弯矩。

图6 场区桩身弯矩曲线Fig.6 Curved moment curve of pile body in the field

比较2根试验桩可知，桩径越大，相同堆载下的桩身最大弯矩越小、最大弯矩的位置越深，即桩身抗弯刚度越大、变形程度越小、桩身抗裂性越强且桩-土相互作用越充分。因此，建议江口高架桥在经济允许的情况下尽量增大桥梁桩径，将桥头路堤填筑段的桩基直径设为1.5 m以上。

3.4 桩侧土压力

对试验桩RC-1和RC-2桩身被动段的桩侧土抗力进行监测(图7a、b)，每个测点数据均在加载完成4周后测得。根据RC-1的桩侧土抗力的分布规律可知，堆载从40 kPa增大到75 kPa时，桩侧最大土抗力由94.7 kPa增大为258.9 kPa，增幅为173.4%。堆载增大到125 kPa时，桩侧最大土抗力增大为380.3 kPa，增幅为46.9%，土抗力的提升速度明显降低。可见，桩身开裂后桩身应力重新分布，桩侧土抗力的分布更加均匀，也是桩-土相互作用更加完全的原因。同时，桩侧最大土抗力位置在6～8 m，相较比桩侧最大拉压应变位置更深。其原因主要是桩侧土抗力的大小主要与桩身挠曲程度和桩侧土的地基反力系数有关，当埋深较浅时，虽然桩身挠曲程度达到最小值，而地基反力系数从0开始随埋深线性增大，导致桩侧土体无法提供最大抗力。

根据RC-2桩侧土压力分布规律可知，RC-2桩侧的土抗力的变化趋势与RC-1相似。堆载为40 kPa、75 kPa和125 kPa时，RC-2的桩侧最大土抗力分别为70.85 kPa、219.5 kPa和293.1 kPa，最大土抗力位置在5～7m。比较可知，试验桩桩径越大，桩侧土抗力越大，最大土抗力位置越深。分析其原因前可以假设堆载作用下软土层产生的水平位移场为y1(z)，桩身的挠曲变形曲线为y2(z)，则桩侧土抗力曲线P(z)可由式(4)表示。

P(z)=am(y1(z)-y2(z) )

(4)

式中：α为比例系数。m为水平地基反力系数(kN/m4)。

由于桩径越大，相同堆载下桩身挠曲程度越小，则位移场y1(z)和y2(z)间的差值δ(z)越大，使桩侧土抗力P(z)越大。而桩侧土抗力越大，桩身挠曲越能带动桩侧土体吸收更多能量，即桩-土间的相互作用更加完全。

图7 场区桩侧土抗力曲线Fig.7 Curve of soil resistance on pile side in the field

4 结论

此次研究在江口高架桥桥址区灌注了2根试验桩，在制定好监测方案后进行了1∶1的软土-被动桩相互作用原位试验，根据孔隙水压力、桩身拉压应变、桩身弯矩和桩侧土抗力和等试验数据，分析得出以下结论.

(1)在桥头路堤填筑荷载的作用下，江口高架桥桥梁桩基在软土层中的变形特征为被动桩，黏土层中为主动桩。将桩身拉压应变解耦为被动段和主动段分别研究后发现，试验桩主动段一直处于弹性工作状态。

(2)当堆载小于75 kPa，试验桩处于弹性阶段，当堆载达到125 kPa时，桩身开裂、桩身应力重新分布，试验桩进入弹塑性阶段。同时，堆载越大，试验桩桩身最大压应变越大，最大拉压应变位置的埋深越大，桩-土体系间的相互作用越完全。因此，应尽量减小路堤堆载大小，以减轻软土与桩基间的相互作用。

(3)在相同大小的堆载作用下，桩径越大，桩身抗弯刚度越大，桩身最大拉压应变越小，桩身最大弯矩越小，最大应变和最大弯矩的位置越深，桩身挠曲程度越小，桩身弹性极限荷载越大，抗裂性能越强，桩身与软土间的相互作用效果越好。因此，建议江口高架桥在经济允许的情况下尽量增大桥梁桩径，将桥头路堤填筑段的桩基直径设为1.5 m以上。

(4)桩侧最大土抗力位置在6～8 m，相较比桩侧最大拉压应变位置(4～7 m)更深。同时，在相同大小的堆载作用下，桩径越大，桩侧土抗力越大，桩身挠曲越能带动桩侧土体吸收更多能量。