欒 陽 楊 陽 戴國亮 龔維明 賈其軍

(1東南大學土木工程學院，南京 210096)(2東南大學混凝土及預應力混凝土結構教育部重點實驗室，南京 210096)(3中國路橋工程有限責任公司，北京 100011)

目前，我國橋梁建設正主攻跨越海峽連島工程和西部大開發(fā)跨峽谷溝壑工程，這些橋梁工程多為重大發(fā)展戰(zhàn)略規(guī)劃的先導性工程，無論在政治上、還是經濟上都具有舉足輕重的地位.但這些重大工程多位于地震頻繁且強烈的發(fā)震斷裂帶，作為生命線工程的大跨橋梁抗震問題應高度重視.

傳統的橋梁隔震是通過設置減震裝置，將上部結構體系與下部結構隔離開來，以減少地震傳遞到結構體系的能量[1].然而，大跨橋梁一般基礎規(guī)模及基礎剛度極大，上部結構與下部結構之間的減震裝置減震效果有限，在強震條件下剛度巨大的基礎面臨著破壞的風險.希臘里約-安蒂里奧大橋(Rion-Antirion Bridge)為解決大跨橋梁抗震問題，采用了一種由沉箱、墊層、樁復合地基組合而成的非接觸樁箱復合基礎[2-3].墊層置于沉箱與樁復合地基之間，既可均化上部荷載、減小不均勻沉降，同時還具有隔震的功能.目前，已經建好的希臘里約安蒂里奧大橋和土耳其的伊茲米特海灣大橋(Izmit Bay Bridge)[4-5]，在建的丹麥新斯托海峽大橋(New Storstr?m Bridge)[6]以及土耳其的恰納卡萊大橋(?anakkale Bridge)[7]，也采用了這種形式的基礎作為橋梁的主塔基礎.非接觸樁箱復合基礎已有20年歷史，但是過往針對非接觸樁箱復合基礎的研究均局限于對應橋梁基礎設計的校驗[8-11]，承載機理及沉降規(guī)律的研究較少.

非接觸樁箱復合基礎在結構上類似剛性樁復合地基.剛性樁復合地基已得到了廣泛應用和研究[12-13].相較于傳統的剛性樁復合地基，非接觸樁箱復合基礎所受豎向荷載巨大，墊層材料粒徑越大(10～80 mm)，墊層鋪設厚度越厚(3 m)，加固用的樁體多為鋼管樁，且上部沉箱為裸置.在具體結構上，非接觸樁箱復合基礎與傳統剛性樁復合地基有很大的不同，現有剛性樁復合地基的設計理論不能直接應用于非接觸樁箱復合基礎.因此，有必要對非接觸樁箱復合基礎進行進一步的研究.

本文首先進行了非接觸樁箱復合基礎豎向承載力室內模型試驗，分析了非接觸樁箱復合基礎豎向承載性能及沉降規(guī)律.然后，采用顆粒流軟件與有限差分軟件，建立非接觸樁箱復合基礎離散-有限差分多尺度耦合分析模型，將模型計算結果與室內試驗結果進行對比，驗證模型的可靠性.最后，從宏觀和細觀多尺度分析了非接觸樁箱復合基礎的力學行為，為非接觸樁箱復合基礎研究提供參考.

1 試驗

1.1 試驗模型

以瓊州海峽跨海大橋的主塔基礎為依托，采用1∶100相似比，設計非接觸樁箱復合基礎室內模型試驗，試驗模型見圖1.沉箱模型為106 cm×70 cm×56 cm的圓端形沉箱，由厚度為3 cm的Q235鋼板焊接而成，內設加筋肋保證剛度.樁模型為外徑43 mm、壁厚3 mm、長40 cm的鋼管樁.沉箱下部共均勻布置36根模型樁，樁間距為3倍樁徑.墊層采用粒徑為2～5 mm的角礫，地基土采用中砂，材料性質見表1.

(a) 模型正視圖

(c) 模型俯視圖

表1 墊層和地基土基本參數

1.2 傳感器布置

沿樁身布置應變片，測量樁在豎向荷載作用下的樁身應變，以計算樁身軸力.應變片粘貼在樁內側，單根樁應變傳感器布置見圖2(a)，被測樁包括圖2(b)中的樁A、樁B、樁C和樁D.振弦式微型土壓力盒安裝在墊層底部，測量墊層底部土壓力值，得到土壓力分布情況，土壓力盒的測點布置見圖2(c).采用應變式位移傳感器測量基礎沉降，加載前將位移傳感器固定在可移動的基準架上，位移傳感器測點布置見圖2(d).

(a) 應變片布置

(c) 土壓力計布置

1.3 試驗方案

為研究有、無墊層及墊層厚度對非接觸樁箱復合基礎豎向承載性能及沉降的影響，設計了4組試驗(見表2)，其中墊層厚度是指樁頂到沉箱底面之間距離.

表2 試驗模型分組

試驗采用分級加載，每級荷載分別為75、150、225、300、375、450、525、600 kN.每級荷載加載后維持1 h，并分別于5、10、15、30、45、60 min時采集一次數據，若位移變化量小于0.1 mm，表示豎向位移穩(wěn)定，進入下一級加載.當沉降急劇增大、壓力-沉降曲線出現陡降段時，或曲線為緩變型、累計沉降量超過40 mm時，終止加載.

2 試驗結果與分析

2.1 沉箱的荷載-位移曲線

圖3為不同厚度墊層模型沉箱的荷載-位移曲線.由圖可知，荷載位移曲線為緩降形.相同荷載條件下，墊層越厚，沉箱沉降越大.究其原因在于，墊層越厚，豎向荷載條件下墊層壓縮量越大，由墊層壓縮造成的沉箱沉降也越大；墊層越薄，其對樁、土的變形協調能力越弱，大部分荷載由樁承擔，因此樁復合地基整體沉降減小.

圖3 不同厚度墊層模型沉箱荷載-位移曲線

2.2 樁身受力

圖4給出了各級荷載條件下各模型中心樁樁A的樁身最大軸力.由圖可知，各模型中樁身最大軸力隨荷載增加而線性增加，且模型MX36-0與MX36-2的增加速度更快.總體而言，樁身受力與上部荷載近似為線性關系，因此取600 kN荷載條件下各樁身受力做進一步分析.

圖4 樁A的樁身最大軸力隨荷載變化曲線

圖5為600 kN荷載條件下，不同厚度墊層模型中心樁樁A的軸力及摩阻力分布曲線.由圖可知，無墊層模型樁基的樁身軸力沿樁深遞減，僅存在正摩阻力；有墊層復合樁基的樁身軸力沿樁深先增大后減小，且在承載過程中樁頂刺入墊層，墊層顆粒流動補償使得樁土保持緊密接觸，土體沉降大于樁體沉降，樁頂部分存在負摩阻力.由圖5(b)還可知，隨著墊層厚度的增加，樁身負摩阻力部分增大.當墊層厚度為2、4、6 cm時，負摩阻區(qū)域分別為樁長的0.20、0.31、0.43倍.隨著墊層厚度的增加，同級荷載作用下樁身同一位置處的負摩阻力增大.

圖6為600 kN荷載條件下模型MX36-4各樁的軸力及摩阻力分布曲線.由圖可知，同一模型中樁身受力相似，中性點高度基本一致，邊樁軸力大于中心樁軸力.

(a) 軸力

(b) 摩阻力

(a) 軸力

(b) 摩阻力

2.3 樁土荷載分擔比與樁土應力比

圖7為不同厚度墊層模型的樁土荷載分擔比隨荷載變化曲線.由圖可知，荷載較小時，地基土承擔較多的上部荷載；隨著荷載的增大，樁基逐漸發(fā)揮作用，樁承擔荷載增加，超過地基土承擔荷載；當荷載達到380 kN (即摩阻力為600 kPa)后，樁土荷載分擔比逐漸穩(wěn)定，不再變化.當墊層較薄時，起始樁土荷載分擔比相差不大，但是穩(wěn)定后樁承擔的荷載比地基土大得多；墊層較厚時則相反，起始時樁土荷載分擔比相差較大，穩(wěn)定后樁承擔的荷載與地基土較為相近.對于模型MX36-2、MX36-4和MX36-6，最終樁和土的分擔比分別相差16.8%、9.6%和2.4%.說明墊層越厚，墊層對樁、土變形協調能力越好.

圖7 不同厚度墊層模型樁土荷載分擔比

不同厚度墊層模型的樁土應力比見圖8.由圖可知，樁土應力比隨著荷載增加而增加，最終趨于穩(wěn)定.相同荷載條件下，墊層越厚，樁土應力比越小，但隨著厚度的增加，墊層厚度對樁土應力比影響逐漸變小.模型MX36-2、MX36-4、MX36-6的起始樁土應力比分別為9.91、8.43、6.04，最終樁土應力比分別為15.69、11.73、9.22.

圖8 不同厚度墊層模型樁土應力比

3 多尺度耦合數值模擬分析

3.1 模型建立

采用優(yōu)化后的PFC3D-FLAC3D離散-有限差分耦合分析方法[14]，對非接觸樁箱復合基礎豎向承載力室內模型試驗進行建模分析.數值模型分為2個部分：上部為離散元模型，由沉箱和墊層組成；下部為有限差分模型，模擬樁復合地基.考慮計算機的計算效率，為節(jié)約計算機內存資源，取室內試驗1/4模型進行建模.

建模過程中將沉箱考慮為剛體，采用塊體單元(Clump)進行模擬.墊層采用與室內試驗墊層級配一致的球單元(Ball)，粒徑為2～5 mm.球單元之間采用線彈性模型、滑動摩擦模型以及非黏滯阻尼模型，其法向剛度和剪切剛度均為10 MN/m，摩擦系數為0.55.墊層和沉箱之間的接觸為線性連接模型.

在有限差分軟件中，采用實體單元模擬樁基礎，為保證模型樁與試驗樁的剛度一致，模型樁參數為

式中，E′、ρ′分別為數值模型樁的彈性模量和密度；E、ρ分別為Q235鋼的彈性模量和密度；A′為模型實心樁的橫截面積；A為試驗管樁的橫截面積.模型樁密度為2.34 g/cm3，彈性模量為63 GPa，泊松比為0.33.

地基土采用莫爾-庫倫模型，相關參數與室內試驗一致.土層密度為1.59 g/cm3，壓縮模量為28 MPa，泊松比為0.22，摩擦角為35°，黏聚力為0.2 kPa.樁和地基土之間接觸面采用庫倫(Coulomb)滑移單元，允許相對滑動，接觸面法相剛度為1 GN/m，剪切剛度為0.5 GN/m，摩擦角為28°，黏聚力為0.6 kPa.

3.2 多尺度耦合模型驗證

圖9為室內試驗與模型計算得到的沉箱基礎荷載-位移曲線.由圖可知，試驗結果與模擬結果較為吻合.但當荷載較小時，相同荷載條件下室內試驗的沉箱沉降更大；荷載較大時則相反.且墊層越薄，小荷載條件下沉箱沉降試驗值和模擬值差距越大.這可能是因為離散元中球顆粒為圓形剛體，無法發(fā)生破碎，數值模型中墊層壓縮模量呈線性變化，但是實際上墊層角礫壓縮模量并非線性變化，從而導致試驗值與模擬值產生誤差.圖10給出了600 kN荷載條件下不同墊層模型中心樁樁A的樁身軸力試驗值與模擬值對比.由圖可知，模擬值小于試驗值.然而，模擬值與試驗值的整體變化規(guī)律一致，均呈現出墊層越厚、樁身軸力越小的趨勢，且所得樁身中性點位置基本一致.因此可以認為，建立的離散-有限差分多尺度耦合數值模擬分析模型基本能夠正確模擬豎向荷載條件下非接觸樁箱復合基礎的力學性能.

圖9 沉箱基礎的荷載-位移曲線

4 多尺度對比分析

4.1 宏觀試驗結果分析

圖11為600 kN荷載條件下模型地表土體及樁的豎向位移.由圖11(a)可知，沉箱下部地基土沉降呈中間大、兩邊小的蝶形.墊層越厚，沉箱下部相同位置處的地表土體越大，但土體沉降也越不均勻.這是因為當墊層厚度較小時，墊層對整個地基土體的變形協調能力較弱，且沉箱剛度很大，土體沉降受上部沉箱影響比較大.

由圖11(b)可知，隨著荷載的增大，墊層及地基土被壓縮，從而發(fā)生較大豎向位移，而樁基礎沉降小于墊層及地基土沉降，樁頂逐漸高于地基土表面，樁和土之間形成相對位移.對比圖11(a)中地表土體的豎向位移，圖11(b)中凸起部分為樁頂位移.由圖可知，墊層越厚，樁基不均勻沉降越大，模型MX36-2、MX36-4、MX36-6的樁基不均勻沉降分別為0.34、17.18、33.90 mm.除此以外，當墊層為6 cm時，樁基沉降也呈中間大、兩邊小的趨勢；而模型MX36-2的幾根樁沉降一致，模型MX36-4靠近中心的3根樁沉降一致.可以發(fā)現，墊層下部樁基沉降與周圍地基土沉降規(guī)律一致.600 kN荷載條件下，模型MX36-2由中心樁到外側樁的刺入量分別為3.4、3.5、3.6、5.1 mm，樁基刺入量差別不大；而模型MX36-6由中心樁到外側樁的刺入量分別為8.0、13.5、18.6、33.9 mm.因此，外側3根樁相比于中心樁，由中心向外樁頂刺入量分別增加了68.75%、132.5%、323.75%.

(b) 樁A的軸心橫剖面

4.2 細觀試驗結果分析

以750 kN荷載條件下模型MX36-6為例，繪制通過樁A中心軸長軸方向的模型剖面，并將顆粒位移表示成矢量圖，結果見圖12.由圖可知，隨著加載的進行，沉箱向下嵌入墊層，樁向上刺入墊層.沉箱下部墊層顆粒主要發(fā)生向下位移，沉箱側面墊層顆粒以水平位移為主.為進一步分析加載過程中顆粒位移變化情況，繪制600 kN荷載條件下模型MX36-6的顆粒豎向位移云圖，結果見圖13(a).由圖可知，樁頂區(qū)域以外的顆粒豎向位移基本一致，樁頂顆粒豎向位移相較于樁頂區(qū)域以外明顯減小，且邊樁樁頂顆粒位移小于中樁樁頂顆粒位移.模型MX36-6中邊樁樁頂出現了明顯的土拱效應，中心樁樁頂未能形成完整核心區(qū).

圖12 750 kN荷載條件下模型MX36-6墊層顆粒位移矢量圖

(a) 豎向位移云圖

(b) 水平位移云圖

以600 kN荷載條件下的模型MX36-6為例，繪制模型水平剖面墊層顆粒水平位移云圖，結果見圖13(b).由圖可知，豎向荷載條件下沉箱外邊緣部分顆粒被擠出沉箱下部.長軸方向距沉箱中心0.4 m以外的墊層顆粒在豎向荷載作用下發(fā)生水平位移，這一位置與模型MX36-6地表土沉降拐點一致，即墊層顆粒出現明顯水平運動的起始點與地基表層土沉降出現拐點位置相一致.

5 結論

1) 建立了離散-有限差分多尺度耦合數值模型，將計算結果與室內試驗結果相對比，證明該模型能夠正確模擬豎向荷載條件下非接觸樁箱復合基礎力學性能.

2) 非接觸樁箱復合基礎荷載位移曲線為緩降形，下部地基土變形呈中間大、兩邊小的蝶形.相同荷載條件下，墊層越厚，沉箱沉降越大，且相同位置處地表沉降越大.

3) 相同荷載條件下墊層越厚，樁基礎不均勻沉降越大，樁基礎相對于墊層刺入量越大，相同位置處樁基礎中性點越低，但墊層對地基土及樁的變形協調功能越好.

4) 沉箱下部墊層顆粒主要發(fā)生向下位移，樁頂區(qū)域以外顆粒豎向位移基本一致，樁頂顆粒豎向位移相較于樁頂區(qū)域以外明顯減小.靠近沉箱邊緣處顆粒出現明顯水平位移，墊層顆粒出現明顯水平運動的起始點與地基表層土沉降出現拐點位置相一致.