劉 瑩，覃立勝，甘 慶，劉 濤

(1.廣西大學土木建筑工程學院，南寧 530004；2.廣西大學工程防災與結構安全重點實驗室，南寧 530004；3.南寧市建筑設計研究院有限公司，南寧 530002；4.廣西大學海洋學院，南寧 530004)

近年來，中國海洋經濟發(fā)展迅速，海洋建筑興建，常見的海上風機、海上鉆井平臺、港口碼頭、橋梁等建筑的基礎型式均采用樁基礎，這些海洋建筑常常會承受機器運轉、風、浪、地震、車輛來往等帶來的循環(huán)荷載。針對豎向循環(huán)荷載對樁基承載特性的影響，學者們已開展了廣泛研究。為了反映實際工況中樁基循環(huán)加載特性，學者們采用原位試驗[1-3]和離心試驗[4-5]方法進行了研究。陳仁朋等[1]通過現(xiàn)場試驗，研究軟黏土地基中不同靜荷載與循環(huán)荷載組合作用下管樁的極限承載力及累積沉降特性。Li等[4]通過離心模型試驗研究了在豎向循環(huán)荷載作用下，樁的不同安裝方式對樁基性能的影響。這些試驗成本高、測試難度大、可重復性小，因此對樁基承載力的試驗研究更多采用室內模型試驗[6-12]。Harry等[10]通過室內模型試驗發(fā)現(xiàn)，循環(huán)荷載引起的樁側摩阻力退化程度與循環(huán)位移、循環(huán)次數(shù)、土體類型和樁的類型有關。陳竹昌等[11]在黏性土中進行單樁室內模型試驗，揭示了隨著循環(huán)次數(shù)增加，位移呈現(xiàn)增大直至增大趨勢逐漸平緩的規(guī)律。胡瑞庚等[12]研制了一種多荷載耦合循環(huán)加載裝置，可研究多荷載耦合作用下海洋工程樁基礎動力響應及樁土相互作用導致的樁周土剛度弱化規(guī)律。樁基室內模型試驗已取得大量成果和不斷的創(chuàng)新，但常規(guī)的室內模型試驗可施加的圍壓有限，難以模擬離岸工程實際工況中樁基的應力狀態(tài)。

軟土在中國分布廣泛[13]，它具有滲透系數(shù)小、固結時間長等特點，當作為基礎時易對樁產生負摩阻力，使樁基產生非常大的下拉荷載和沉降，導致基礎不均勻沉降，對建筑物造成危害[14]。在不同區(qū)域、不同深度，軟土固結狀態(tài)不同，樁基承載能力也有所區(qū)別?，F(xiàn)階段對于不同固結狀態(tài)軟土的樁基承載能力的研究較少，但對不同固結狀態(tài)軟土的剪切特性的研究已有一定的成果。蘇棟等[15]通過數(shù)值模擬研究了場地初始固結度對單樁負摩阻力的影響。張濤[16]通過動三軸儀研究了地鐵列車荷載下不同固結度重塑黏土動力特性。汪洪星等[17]通過理論分析及室內模型試驗研究了軟土抗剪強度指標隨固結度變化規(guī)律。馮東[18]通過空心圓柱扭剪試驗,深入研究了多維耦合應力定向加載與間歇循環(huán)動力加載兩種應力條件,對于不同固結度軟土的靜動力特性的影響。大量已有的試驗表明[19-21]，固結狀態(tài)對飽和軟土的抗剪強度有較大影響，飽和軟土中的樁基礎在不同固結狀態(tài)的承載特性值得進行深入研究。

使用小型樁基豎向循環(huán)加載系統(tǒng)進行模型試驗，其可對土樣施加較高圍壓，模擬實際工程中高圍壓狀況下樁基的真實應力狀態(tài)。模型試驗在3種不同固結狀態(tài)的飽和軟土中分別進行了靜載試驗、循環(huán)加載后靜載試驗，對試驗所得樁基動剛度、樁基極限承載力變化結果進行分析，研究不同固結狀態(tài)下，循環(huán)荷載對飽和軟土中樁基循環(huán)承載能力的影響。采用數(shù)值分析方法對模型試驗進行模擬，得出樁側摩阻力、樁端阻力變化曲線，進一步分析樁基承載力的弱化規(guī)律。根據(jù)研究成果，對實際工程中樁基礎的豎向循環(huán)弱化提出應對措施和建議。

1 試驗介紹

1.1 試驗土樣

試驗土樣取自南寧市云景路北側，環(huán)城高速公路東側屯里車輛段，經過風干及粉碎制成飽和軟土。對飽和軟土進行預固結，作為地基土試驗土樣，其基本物理性質如表1所示。

1.2 試驗設備

試驗采用小型樁基豎向循環(huán)加載模型試驗系統(tǒng)(圖1)[22]。試驗系統(tǒng)由加載系統(tǒng)、壓力室、起吊裝置、模型樁及數(shù)據(jù)采集系統(tǒng)組成。加載系統(tǒng)通過伺服電機驅動聯(lián)軸器帶動滾柱絲杠轉動，使加載板在立柱上滑動，連動壓力傳感器對模型樁施加豎向單向位移荷載(0～10 cm)或循環(huán)位移荷載(0～5 cm)。壓力室為土樣容器，土樣尺寸為300 mm×400 mm(直徑×高度)，通過乳膠膜與水隔開，并由圍壓控制器通過水壓加載法對土樣施加圍壓。模型樁為不銹鋼實心樁，直徑為10 mm，長度為 500 mm，樁端為60°錐型，彈性模量為200 GPa。試驗過程可實時獲取樁頂荷載、樁頂位移、圍壓、排水體積等數(shù)據(jù)。試驗時，將乳膠膜套在壓力室底座，利用承膜桶將預固結后的土裝入乳膠膜中塑形，再將壓力室罩吊入預定位置，形成壓力室。通過螺帽將模型樁與壓力傳感器相接，加載系統(tǒng)施加位移使模型樁插入地基土預定深度。向壓力室注滿水，通過電腦控制圍壓達到預定值。保持壓力室出水口打開，以保證試樣能排水固結。達到預定固結度后，在操控面板輸入靜加載速率、動荷載幅值、動加載頻率等參數(shù)開始試驗。

圖1 小型樁基豎向循環(huán)加載系統(tǒng)實物圖

1.3 試驗方案

樁基模型試驗選取200 kPa圍壓60%固結度、400 kPa圍壓60%固結度、400 kPa圍壓90%固結度3種不同固結狀態(tài)分別進行初始靜載試驗和循環(huán)加載后靜載試驗，樁的初始埋深均為20 cm，模型試驗示意圖如圖2所示。兩種靜載試驗均以 0.5 cm/min 的速率勻速加載至土體破壞。循環(huán)加載波形選用正弦波，加載頻率為1 Hz，連續(xù)對樁頂施加0.1、0.2、0.3、0.4 mm振幅的循環(huán)荷載，每組循環(huán)荷載均加載50次，循環(huán)加載結束后即進行靜載試驗。數(shù)值模擬為200 kPa圍壓，60%固結度下的循環(huán)加載試驗，加載方式與模型試驗相同。試驗方案如表2所示，動加載示意圖如圖3所示。

圖2 樁基模型試驗示意圖

圖3 動加載示意圖

表2 試驗方案

試驗時土樣處于封閉高壓的壓力室中，無法取出。試驗結束后土樣必須先卸壓再取出，固結狀態(tài)已發(fā)生變化，因此無法對試驗時土樣的固結狀態(tài)進行校核。飽和軟土因滲透系數(shù)較小而存在固結度不均勻的現(xiàn)象，因此由排水體積計算近似固結度Ut，即

(1)

式(1)中：Vt表示地基土隨著時間t的總排水體積；V∞表示固結完成時的最大排水體積。飽和軟土試樣較大，難以充分固結，故計算最大排水體積公式為

(2)

式(2)中：V表示地基土初始總體積；e0為初始孔隙比；ec表示固結完成時對應的孔隙比，ec由圖4的三維壓縮曲線所得。利用GDS(global digital systems limited)動三軸儀對試驗土樣施加200 kPa圍壓進行固結，體積穩(wěn)定后卸載至10 kPa，再次穩(wěn)定后加壓p′至400 kPa，得試驗土樣的三維壓縮曲線，由曲線斜率得:壓縮系數(shù)λ=0.097，回彈系數(shù)κ=0.02。

圖4 試驗土樣的三維壓縮曲線

2 試驗結果及分析

2.1 樁基豎向循環(huán)加載模型試驗結果及分析

2.1.1 樁頂荷載-位移變化曲線分析

圖5～圖7為不同固結狀態(tài)下的3組樁頂荷載-位移變化的滯回曲線，第1次循環(huán)加載未能形成滯回圈，將第2、50次循環(huán)的滯回圈加黑表示。

在地基土圍壓為200 kPa，固結度為60%的情況下，當振幅為0.1 mm時，樁頂荷載幅值稍有下降，滯回圈的面積及形狀基本不變，樁土系統(tǒng)近似處于彈性狀態(tài)。當振幅為0.2 mm時，樁頂荷載幅值下降很大，滯回圈向位移軸傾斜，樁周土的塑性變形增加。當振幅為0.3 mm和0.4 mm時，初始樁頂荷載幅值約為280 N，與0.2 mm時相比沒有增加，滯回圈變化不大。說明樁周土的弱化主要發(fā)生在0.2 mm振幅，在0.2 mm振幅循環(huán)后期已經弱化至殘余強度。

在地基土圍壓為400 kPa，固結度為60%的情況下，各振幅的試驗現(xiàn)象與DZ1基本相同。樁周土同樣在0.2 mm振幅循環(huán)后期弱化至殘余強度，但殘余強度幅值比地基土圍壓為200 kPa時高約30 N，說明圍壓的增加減少了循環(huán)荷載的弱化作用。

在地基土圍壓為400 kPa，固結度為90%的情況下，當振幅為0.1、0.2 mm時，滯回曲線基本重合，樁土系統(tǒng)處于彈性狀態(tài)，在0.2 mm振幅時初始樁頂荷載幅值大幅提高。說明隨著固結壓力以及固結度的增加，樁基強度和剛度也增加。當振幅為0.3 mm時，出現(xiàn)了明顯的弱化現(xiàn)象，滯回圈明顯下移，隨著振次的增加滯回圈變小并逐漸穩(wěn)定，進入了亞穩(wěn)定狀態(tài)，在振幅為0.4 mm時脫離穩(wěn)定，滯回圈再次變胖，樁土系統(tǒng)回到塑性狀態(tài)。

從圖5～圖7可以看出，循環(huán)加載過程中，隨著振動次數(shù)增加，樁土系統(tǒng)發(fā)生弱化，樁頂荷載的幅值會逐漸下降并趨于穩(wěn)定，加載振幅越大下降趨勢越明顯，說明振幅越大弱化效果越強。同一振幅，地基土固結度越大、固結圍壓越高，樁頂荷載幅值變化越緩，說明固結度、固結圍壓的提高增強了樁土系統(tǒng)的抗弱化能力。

圖5 DZ1樁頂荷載-位移變化曲線(σc=200 kPa,Ut=60%)

圖7 DZ3樁頂荷載-位移變化曲線(σc=400 kPa,Ut=90%)

2.1.2 樁基動剛度結果分析

本次試驗以單個周期內樁頂荷載-位移滯回曲線的兩個角點所成直線的斜率作為該循環(huán)周期中樁基的動剛度，如圖8所示，循環(huán)周期樁基的動剛度K=2 207.3。為了更好地分析整個實驗過程的樁基動剛度變化規(guī)律，每組試驗以振幅為0.1 mm時第一個滯回圈的樁基動剛度為K1，第n個滯回圈的樁基動剛度為Kn，將動剛度歸一化(k=Kn/K1)得到如圖9所示3組曲線。

圖8 樁基動剛度示意圖

圖9 循環(huán)加載過程中樁基動剛度隨振幅的變化曲線

在地基土圍壓為200 kPa，固結度為60%的情況下，振幅為0.1 mm時，動剛度基本沒有變化；振幅為0.2時，初始動剛度比為72%，隨著循環(huán)次數(shù)的增加有明顯的減小趨勢，最后趨于穩(wěn)定；振幅為0.3、0.4 mm時，初始動剛度比分別為50%、37%，動剛度變化曲線較為平緩，最終衰減至32%。

在地基土圍壓為400 kPa，固結度為60%的情況下，振幅為0.2、0.3、0.4 mm時，初始動剛度比分別為76%、57%、44%。每個振幅的動剛度比變化趨勢與圍壓為200 kPa時基本一致，穩(wěn)定時的動剛度比均大于圍壓為200 kPa相應振幅的動剛度比，最終衰減至35%。

在地基土圍壓為400 kPa，固結度為90%的情況下，樁周土硬化的應力閾值較高。當振幅為 0.1 mm 時，樁周土發(fā)生硬化，動剛度比有微弱的上升趨勢。振幅為0.2 mm時，初始動剛度比提升至114%，循環(huán)荷載已超過應力閾值，樁周土開始軟化，動剛度比有下降趨勢。振幅為0.3 mm時，初始動剛度比為108%，動剛度軟化更顯著。振幅為 0.4 mm 時，初始動剛度比降至79 %，隨著循環(huán)次數(shù)增加最終衰減至71%。前兩組試驗沒出現(xiàn)此類情況是因為其樁周土硬化的應力閾值較低，在振幅0.1 mm時已超過硬化應力閾值，樁周土已開始微小軟化，振幅0.2 mm時軟化至殘余值。

從以上3組曲線可以看出:地基土固結度、固結圍壓的提升會樁周土硬化的應力閾值。當循環(huán)荷載小于應力閾值時，樁土系統(tǒng)的動剛度比有上升趨勢。當循環(huán)荷載大于應力閾值時，樁土系統(tǒng)的動剛度會產生衰減，振幅越大初始動剛度比越小，同一振幅隨著振次的增加衰減至穩(wěn)定。因此固結度或固結壓力的提高會減緩動剛度衰減速率。

2.1.3 初始靜載試驗和循環(huán)加載后靜載試驗結果及分析

在進行靜力加載試驗時，隨著樁頂位移的增加，樁頂豎向荷載逐漸增大。當位移增加到達一定值后，樁頂荷載基本不再變化，此轉折點對應的樁頂荷載即為樁基極限承載力。圖10為3種固結狀態(tài)下初始靜載和循環(huán)加載后靜載的樁頂位移-荷載關系曲線。由圖10可以看出，循環(huán)加載后靜載的曲線形狀和初始靜載相似。初始靜載試驗JZ1、JZ2、JZ3得到的樁基極限承載力分別為440、1 000、1 480 N，循環(huán)加載后靜載試驗DZ1、DZ2、DZ3得到的殘余樁基極限承載力分別為300、520、610 N，分別弱化為原來的75%、52%、41%。此變化規(guī)律反映了固結度和固結圍壓的增加對樁基承載力有明顯的提升作用。循環(huán)加載使樁基強度弱化及剛度軟化，隨著固結度和固結圍壓的提高，弱化后的殘余樁基承載力也提升，但其相應的殘余承載比(殘余樁基極限承載力/初始樁基極限承載力)卻減小。

C表示固結圍壓，kPa；U表示固結度

2.2 數(shù)值模擬結果及分析

樁基承載力包括樁側摩阻力和樁端阻力，為了深入研究樁基承載力的循環(huán)弱化，對模型試驗DZ1進行了數(shù)值模擬，以知樁側摩阻力與樁端阻力的變化。地基土模型采用基于非線性運動硬化的飽和軟土循環(huán)弱化模型[23]。模型計算參數(shù)如表3所示。建立軸對稱有限元模型，在樁土界面上，將樁土邊界設置為共節(jié)點，并將土體和樁中軸處施加水平方向約束，土體底部施加固定約束。模型選用8節(jié)點四邊形單元進行網格劃分，并在樁附件的土體采用網格加密，樁土有限元模型如圖11所示。

圖11 樁基有限元模型

表3 數(shù)值模擬中的材料參數(shù)

圖12為數(shù)值模擬得到的樁頂荷載-位移滯回曲線，振幅為0.1 mm時，滯回圈基本不變。振幅為0.2 mm時，樁頂荷載幅值下降很大，上拔荷載下拉荷載同步下降，滯回圈逐漸向位移軸傾斜。振幅為0.3 mm和0.4 mm時，樁土系統(tǒng)僅有殘余強度發(fā)揮作用，數(shù)值模擬與模型試驗的滯回圈大小及變化規(guī)律基本吻合。由此可知，該數(shù)值模擬具有較好的準確有效性，所得樁側摩阻力、樁端阻力的變化結果較為可靠。

圖12 SM1樁頂荷載-位移變化曲線

圖13、圖14分別為0.1、0.2 mm振幅的深度1、5、10、15 cm時的樁側摩阻力變化圖。隨著樁頂循環(huán)位移的加載，不同深度處的樁側摩阻力幅值隨振次增加逐漸減小。振幅為0.1 mm時，各個深度處樁側摩阻力弱化不明顯。當振幅為0.2 mm時，各深度的樁側摩阻力變化曲線有明顯的弱化，均在25次左右時弱化完全。當樁頂位移振幅繼續(xù)增大時(0.3、0.4 mm)，樁側摩阻力也僅剩殘余值。

圖13 0.1 mm振幅循環(huán)荷載下不同深度樁側摩阻力變化圖

圖14 0.2 mm振幅循環(huán)荷載下不同深度樁側摩阻力變化圖

圖15為循環(huán)加載初期與后期的樁側摩阻力沿著深度的分布圖。在加載后期，樁側摩阻力均產生了的弱化，在振幅為0.2 mm時弱化最明顯，并在加載后期弱化完全，因此振幅為0.3、0.4 mm時的樁側摩阻力分布圖基本一致。沿著樁身，深度越大樁側摩阻力越小，樁身上端的樁側摩阻力弱化更大，深度為19 cm時樁側摩阻力很小，弱化也更小，說明了該樁承載力主要以樁側摩阻力為主。樁側摩阻力的弱化是樁基承載力降低的主要原因。

圖15 樁側摩阻力沿深度分布圖

圖16為不同循環(huán)荷載振幅下樁端阻力變化曲線數(shù)值模擬結果圖。振幅為0.1 mm時，樁端阻力并無明顯弱化現(xiàn)象，這與樁側摩阻力變化趨勢一致。振幅為0.2 mm時，樁端阻力隨著加載次數(shù)的增加而弱化，加載50次時也沒有出現(xiàn)穩(wěn)定趨勢，與樁側摩阻力相比，樁端阻力的弱化速率更慢。振幅為0.3 mm時，樁端阻力持續(xù)弱化至25次后趨于穩(wěn)定。振幅為0.4 mm時，樁端土僅剩殘余阻力發(fā)揮作用。

圖16 樁頂循環(huán)幅值不同時樁端阻力變化圖

由此可知，樁頂荷載由樁側摩阻力與樁端阻力共同承擔，樁基承載力弱化過程中，樁側摩阻力和樁端阻力共同弱化，樁端阻力的弱化速率滯后于樁側摩阻力。當樁端阻力弱化至殘余值時，整個樁土系統(tǒng)的弱化完成。

3 結論

(1)樁頂豎向循環(huán)位移加載會使樁土系統(tǒng)弱化，地基土固結圍壓和固結度增加使樁土系統(tǒng)抗弱化能力提高。循環(huán)位移加載過程中，土體相對于樁向下位移而產生負摩阻力，降低樁基承載力。

(2)地基土的固結狀態(tài)影響樁基動剛度的變化。固結度較低時，振幅越大，動剛度越小。固結圍壓較大、固結度較高時，小振幅循環(huán)荷載使樁周土硬化，動剛度反而增加，當循環(huán)加載超過硬化應力閾值后動剛度開始降低，最終動剛度小于初始動剛度。

(3)循環(huán)荷載作用后，樁基極限承載力會發(fā)生弱化。固結圍壓越大、固結度越高，初始和弱化后的樁基極限承載力越大，相應的殘余承載比卻減小。

(4)通過數(shù)值模擬可知，深度越淺樁側摩阻力越大，弱化也越大。樁基承載力弱化時，樁側摩阻力、樁端阻力共同弱化，但樁端阻力弱化較慢，當樁端阻力弱化至殘余值時，整個樁土系統(tǒng)的弱化完成。

(5)實際工程中循環(huán)荷載對飽和軟土樁基承載力的衰減難以避免，但可以采取一定措施應對衰減帶來的結果:若工期時間充裕，應進行地基處理促進排水固結后再開展工程，以在樁基弱化后能提供足夠的殘余承載力；若工期緊迫，可對樁周土進行注漿加固，提升樁基承載力。當樁端持力層為較堅硬的土層，在設計樁基承載力時應將樁側負摩阻力考慮在內。