李 飛, 楊俊杰, 孫 濤, 宋建東

(1.中國海洋大學(xué) 海洋環(huán)境與生態(tài)教育部重點(diǎn)實(shí)驗(yàn)室,山東 青島 266100; 2.中國海洋大學(xué) 環(huán)境科學(xué)與工程學(xué)院,山東 青島 266100; 3.昌大建筑科技有限公司,山東 濰坊 261000; 4.山東科技大學(xué) 地球科學(xué)與工程學(xué)院,山東 青島 266590)

與傳統(tǒng)的等截面樁相比,擴(kuò)底樁的使用優(yōu)勢更加凸顯[1],在實(shí)際工程中,不同樁型在施加不同方向荷載時(shí),基樁的承載力發(fā)揮與變形特征存在較大差異。對比分析多層土地基擴(kuò)底樁中單樁與群樁的抗拔、抗壓承載特性具有一定的現(xiàn)實(shí)意義。

Whitaker提出了采用模型試驗(yàn)研究承載力的基本方法[2];文獻(xiàn)[3]對軟土地層等截面單樁與群樁的承載能力以及兩者之間的關(guān)聯(lián)性進(jìn)行研究;文獻(xiàn)[4-6]運(yùn)用模型試驗(yàn)討論群樁承載性能的影響,并與單樁作對比分析。由于從宏觀角度進(jìn)行的模擬分析無法更真實(shí)地體現(xiàn)砂土運(yùn)動(dòng)過程及承載力變化情況,顆粒流程序(Particle Flow Code,PFC)作為一種基于離散單元方法[7-8]所開發(fā)的用于模擬近似圓形顆粒介質(zhì)運(yùn)動(dòng)及其相互作用的數(shù)值分析程序[9]被很好地應(yīng)用到巖土工程領(lǐng)域。國內(nèi)外研究者運(yùn)用顆粒流理論對樁土力學(xué)特性進(jìn)行了研究[10-19],所得的力學(xué)參數(shù)可以通過匹配計(jì)算或數(shù)值仿真試驗(yàn)等方法來建立與土體宏觀力學(xué)參數(shù)之間的關(guān)系[20]。文獻(xiàn)[21]基于離散元顆粒流方法研究擴(kuò)底樁豎向承載力的變化規(guī)律;文獻(xiàn)[22]考慮土層變化得到了樁對應(yīng)不同土層的樁-土相互作用細(xì)觀力學(xué)表現(xiàn);文獻(xiàn)[23-25] 對砂土中樁端阻力隨位移發(fā)揮的內(nèi)在機(jī)理進(jìn)行了研究。

目前,國內(nèi)外針對多層土地基擴(kuò)底樁單樁與群樁抗壓、抗拔承載及變形特性的宏、細(xì)觀理論結(jié)合試驗(yàn)的研究報(bào)道很少。本文利用室內(nèi)半模試驗(yàn)[26]和顆粒流數(shù)值模擬,對比分析多層土地基擴(kuò)底樁單樁和群樁的抗壓、抗拔承載特性及變形特征。

1 室內(nèi)模型試驗(yàn)概述

1.1 試驗(yàn)裝置以及模型樁、土和地基

試驗(yàn)設(shè)備由模型箱、加載裝置和數(shù)據(jù)采集系統(tǒng)3部分組成,如圖1所示。模型箱由1個(gè)鐵質(zhì)半圓筒與鋼化玻璃隔板拼接而成,半圓筒內(nèi)徑800 mm,高1 200 mm,壁厚10 mm,鋼化玻璃厚12 mm。使用KYOWA EDX-10A型采集儀對荷載、位移及樁身應(yīng)變實(shí)施同步采集,采集頻率設(shè)為1次/s。加載方式為應(yīng)變控制式,加載速率為1 mm/min。

圖1 試驗(yàn)裝置圖

模型樁尺寸示意圖如圖2所示(單位為mm)。

圖2 模型樁尺寸示意圖

單樁及群樁模型試驗(yàn)采用的模型樁由壁厚1.5 mm的鋁合金圓管沿軸線切開制成,外表面用240目砂紙打磨。樁長710 mm,主樁樁徑(D)20 mm,擴(kuò)大頭直徑40 mm,高度20 mm。

圖2中,X為群樁樁間距。模型箱內(nèi)徑與擴(kuò)大頭直徑之比為20,可以忽略模型箱的邊界效應(yīng)[27]。

試驗(yàn)用土為石英砂,使用0.1 mm與1.0 mm標(biāo)準(zhǔn)篩篩分,取0.1～1.0 mm之間的砂作為試驗(yàn)用砂。試驗(yàn)用土的基本物理性質(zhì)見表1所列。砂土不均勻系數(shù)Cu=2.41,曲率系數(shù)Cc=1.32,均勻性良好。

表1 試驗(yàn)用土的基本物理性質(zhì)

采用砂雨法[28]制作模型地基,制作的模型地基相對密度分別為0.57±0.05和0.92±0.05。在擴(kuò)大頭附近鋪設(shè)染色砂作為標(biāo)志砂層,用以觀察地基的變形情況。

1.2 試驗(yàn)方案

設(shè)計(jì)2組4個(gè)試驗(yàn),分別為單樁抗壓試驗(yàn)Ⅰ-1、群樁抗壓試驗(yàn)Ⅰ-2、單樁抗拔試驗(yàn)Ⅱ-1、群樁抗拔試驗(yàn)Ⅱ-2試驗(yàn),如圖3所示。參考單樁[29-30]及群樁[31]相關(guān)試驗(yàn)研究結(jié)論,本文模型箱內(nèi)土層為3層,頂層和底層為中密砂,持力層為密實(shí)砂。單樁和群樁抗壓對比分析模型試驗(yàn)的擴(kuò)大頭頂面與密實(shí)砂層頂面平齊,抗拔樁模型對比分析試驗(yàn)的擴(kuò)大頭底面與密實(shí)砂層底面平齊,密實(shí)砂層的厚度為Hh=3.0D。

圖3 模型試驗(yàn)方案

2 顆粒流模型的建立

目前普遍采用的宏觀有限元分析方法可以獲得樁的承載力和變形特性。當(dāng)對擴(kuò)底樁承載特性進(jìn)行分析時(shí),由于樁底環(huán)境比較復(fù)雜,而隨著樁豎向荷載增加,擴(kuò)大頭周圍土體位移出現(xiàn)非常規(guī)變化,模型試驗(yàn)及有限元單元網(wǎng)格將無法更加真實(shí)地描述土顆粒移動(dòng)單元變化[31]。離散元分析以土顆粒為單元,不僅可以獲得土體表面及內(nèi)部變形情況,而且可獲得土體的孔隙率、平均接觸數(shù)以及接觸力等細(xì)觀變化情況,且單元數(shù)目可以按照模型尺寸有針對性地設(shè)定以滿足對樁承載力及砂土變形的分析[32]。因此,可以通過離散元顆粒流數(shù)值仿真,更全面地揭示多層土地基中擴(kuò)底樁承載特性的內(nèi)在機(jī)理。

2.1 砂土模型的構(gòu)建

運(yùn)用PFC軟件[33]編寫顆粒流代碼,通過試算后選擇相匹配的顆粒及墻體參數(shù),構(gòu)成符合數(shù)值模擬的計(jì)算模型,接觸模型采用線性接觸。

(1) 接觸剛度模型。采用線性接觸剛度來定義球體與球體接觸以及球體與墻體接觸的法向剛度和切向剛度,假設(shè)2個(gè)接觸實(shí)體(A、B)的剛度串聯(lián)在一起相互作用。法向和切向接觸剛度的計(jì)算公式為:

(1)

(2)

(2) 顆粒數(shù)量。顆粒數(shù)量的多少直接影響數(shù)值模擬的計(jì)算速度與精度,在進(jìn)行顆粒流模擬之前,需要在精度與計(jì)算效率間進(jìn)行合理取舍,選取最合適的顆粒數(shù)目。本文模型共生成砂土顆粒20 000個(gè),可以滿足試驗(yàn)工作的需求。

2.2 阻尼參數(shù)的標(biāo)定

黏性阻尼作用于每個(gè)接觸處,伴隨接觸同時(shí)出現(xiàn),在每個(gè)循環(huán)中,施加一個(gè)與2個(gè)接觸體之間相對速度差成正相關(guān)性的力。

當(dāng)進(jìn)行黏性阻尼參數(shù)的標(biāo)定時(shí),排除局部阻尼的影響,令局部阻尼參數(shù)為0。將黏性阻尼分別設(shè)置為0、0.1、0.2、0.3、0.5、0.7、0.9,進(jìn)行一定高度(設(shè)置高度為3 000 mm)顆粒下降碰撞直到靜止的模擬。

由試錯(cuò)法得到顆粒的法向和切向接觸剛度、樁和模型箱墻體的法向和切向接觸剛度(33.7 MN·m)以及顆粒、樁和墻體的摩擦系數(shù)(樁和墻體的摩擦系數(shù)均為0.63)。各土層的顆粒直徑設(shè)置為2～3 mm,半徑放大系數(shù)統(tǒng)一設(shè)置為2.830,重力加速度設(shè)置為9.8 m/s2。砂土顆粒其余參數(shù)見表2所列。

表2 PFC土的顆粒模型部分參數(shù)

2.3 加載方式

加載方式采用對構(gòu)成樁的墻體施加速度實(shí)現(xiàn)加載,這一過程等同于模型試驗(yàn)中控制位移量的加載方式。在運(yùn)行程序中,加載速度控制為4×10-5m/時(shí)步,并采用勻速加載的方式進(jìn)行?？刂瓶偵习瘟繛?5 mm,總下壓量為80 mm。在加載過程中,監(jiān)測樁的荷載、位移變化情況,以及樁周土體位移和力鏈的發(fā)展規(guī)律,以研究持力層厚度、密度及群樁樁間距對擴(kuò)底樁承載特性的影響。

3 單樁與群樁抗壓承載特性對比

3.1 抗壓承載力分析

模型試驗(yàn)的荷載-位移曲線可以綜合反映擴(kuò)底樁單樁、群樁的承載特性。因?yàn)樵谌簶兜某休d特性分析中,持力層厚度(Hh)為3D,所以選取Hh=3D對比分析擴(kuò)底抗壓單樁與群樁的承載特性,其荷載-位移曲線如圖4所示。

從圖4可以看出,單樁的荷載從0 N增加到152.42 N,樁頂豎向位移為6.76 mm,樁體表現(xiàn)為彈性壓縮狀態(tài),曲線按照線性狀態(tài)增加;若樁頂荷載繼續(xù)增加,則當(dāng)荷載達(dá)到304.88 N,豎向位移快速增加,荷載-位移曲線出現(xiàn)拐點(diǎn),對應(yīng)的位移是14.37 mm,達(dá)到極限荷載狀態(tài);當(dāng)荷載達(dá)到492.73 N,擴(kuò)底樁在豎向荷載作用下穿過持力層,發(fā)生刺入剪切破壞,對應(yīng)的樁頂位移是49.74 mm。

從圖4曲線的整體走勢看,不同樁間距X下群樁的荷載-位移曲線形式與單樁相似,但群樁的承載能力遠(yuǎn)大于單樁,X從1.125D增加到2.250D時(shí),荷載增長率為4.39%;樁間距從2.250D增加到2.750D時(shí),荷載增長率為2.25%,是前者的1/2,基本不再增加。

圖4 單樁、群樁抗壓荷載-位移曲線對比

不同X下抗壓群樁與單樁的極限承載力、位移對比如圖5所示。

圖5 不同X下抗壓群樁與單樁極限承載力、位移對比

隨著X增加,擴(kuò)底樁抗壓極限荷載不斷增加,對應(yīng)的位移也逐漸增加,群樁效應(yīng)系數(shù)增大,群樁效應(yīng)逐漸減小。當(dāng)X=2.250D時(shí),樁頂位移與單樁的樁頂位移接近,但極限承載力卻遠(yuǎn)大于單樁。當(dāng)X繼續(xù)增加,從2.250D增加到2.750D,群樁效應(yīng)系數(shù)小幅增加,但群樁效應(yīng)不再明顯,樁與土之間裹挾作用增強(qiáng),極限承載力增加不再明顯,土顆粒之間的干擾效應(yīng)逐步減弱。

3.2 樁身軸力分析

在保證樁身結(jié)構(gòu)強(qiáng)度的前提下,樁的軸向承載力主要取決于樁周土的性狀,通過樁側(cè)土阻力及擴(kuò)大頭端部地基土承載力的發(fā)揮而獲得。Hh=3.0D抗壓單樁和X=2.250D的抗壓群樁樁身軸力隨深度變化的關(guān)系曲線分別如圖6、圖7所示。單樁和群樁樁身軸力沿著樁身深度增加方向均呈現(xiàn)凸曲線減小趨勢,樁身深度相同的情況下,群樁綜合承載能力大于單樁。

圖6 Hh=3.0D單樁抗壓樁身軸力

圖7 X=2.250D群樁抗壓樁身軸力

從圖6、圖7可以看出,單樁在25～175 N,群樁在25～325 N區(qū)間荷載作用下,樁頂、樁側(cè)及擴(kuò)大盤所處位置的樁身軸力減小較緩,樁周土顆粒間相對位移變化不大,樁底擴(kuò)大盤處承載力基本沒有發(fā)揮即已達(dá)到極限荷載,單樁和群樁的荷載主要由擴(kuò)底樁等截面段側(cè)摩阻力分擔(dān)。

隨著荷載進(jìn)一步增加,樁體等截面段側(cè)摩阻力和擴(kuò)大盤側(cè)阻力按比例承擔(dān)豎向抗壓荷載。由于擴(kuò)大盤的存在,與傳統(tǒng)等截面樁不同,擴(kuò)底樁在擴(kuò)大盤位置的軸力出現(xiàn)突變,樁頂荷載較大時(shí),樁身的軸力基本由擴(kuò)大盤承擔(dān)。當(dāng)應(yīng)力達(dá)到平衡后,擴(kuò)大頭所起的承載作用逐漸明顯。隨著樁深不斷變化,樁身軸力不斷變化,擴(kuò)底樁抗壓單樁和群樁的側(cè)摩阻力、擴(kuò)大頭端阻力并不是同時(shí)發(fā)揮,而是隨著樁頂抗壓荷載的增加自上而下逐漸發(fā)揮。在保證群樁間距合理的前提下,擴(kuò)底樁群樁抗壓承載優(yōu)勢遠(yuǎn)大于擴(kuò)底單樁。

3.3 地基變形過程及變形模式宏細(xì)觀對比

(1) 模型試驗(yàn)及土顆粒力鏈表現(xiàn)?？箟簡螛逗蚗=2.250D群樁在極限荷載作用下地基變形及破裂面形成過程如圖8a、圖8b所示。圖8a、圖8b中:S為樁頂位移;Qu為極限荷載。1/2極限荷載作用下,群樁樁頂位移比單樁大0.37 mm,而承載力比單樁增加了46.59%;極限荷載作用下,樁頂位移基本一致,群樁的極限承載力比單樁極限承載力大266 N。

對比圖8a、圖8b極限荷載條件下單樁與群樁的差異性,發(fā)現(xiàn)圖8a中區(qū)域1-1在對稱軸兩側(cè)的面積基本相同,而圖8b中區(qū)域1-2的面積略大于區(qū)域1-2′,這是由于豎向荷載作用下單樁兩側(cè)沒有對樁土的外力干擾,而群樁內(nèi)側(cè)土體存在相互擠密和加筋遮攔效應(yīng),使樁內(nèi)側(cè)摩阻力增強(qiáng),增加了群樁樁間承載能力。圖8b中區(qū)域2-2和區(qū)域3-2,與單樁相應(yīng)區(qū)域相比,向樁底部偏移,使應(yīng)力更集中,施加相同樁頂位移,群樁的承載能力大于單樁。圖8b中區(qū)域4是群樁中下部樁間互相擾動(dòng)區(qū),單樁不存在該區(qū)域。由于樁頂荷載方向一致,圖8b中區(qū)域4成為應(yīng)力加強(qiáng)區(qū),該區(qū)域的存在提高了群樁的極限承載力。

砂土作為散粒體介質(zhì)的一種,在結(jié)構(gòu)體荷載作用下的本構(gòu)關(guān)系非常復(fù)雜。而顆粒流理論作為一種簡化的離散元方法[34-35],通過對幾何參數(shù)、力學(xué)參數(shù)的調(diào)整而自動(dòng)生成本構(gòu)關(guān)系,合理避開連續(xù)介質(zhì)力學(xué)研究中必須面臨的問題。該方法更適合作為樁基礎(chǔ)承載特性對比分析中室內(nèi)模型試驗(yàn)的有力補(bǔ)充,從細(xì)觀角度分析擴(kuò)底樁樁周土體環(huán)境變化。

擴(kuò)底樁顆粒流力鏈圖如圖8c、圖8d所示。圖8c、圖8d中,力鏈短線的方向代表力的方向,粗細(xì)代表接觸力的大小。從細(xì)觀角度分析可知:圖8c中的LLY1-1和圖8d中的LLY1-2區(qū)域中力鏈較少,說明該區(qū)域樁側(cè)摩阻力對樁的承載力貢獻(xiàn)率不高;LLY1-1左右兩側(cè)力鏈基本對稱,LLY1-2′比LLY1-2區(qū)域力鏈密集,說明群樁內(nèi)側(cè)土體受力大于樁外側(cè),力鏈圖反映的結(jié)果與模型試驗(yàn)基本一致;LLY2-1、LLY2-2區(qū)域是擴(kuò)底抗壓樁主受力區(qū),該區(qū)域力鏈分布比較集中。由于擴(kuò)大頭的存在,力主要由擴(kuò)大頭兩端砂土沿著擴(kuò)大頭的邊緣向斜下方發(fā)展,并在達(dá)到LLY3區(qū)域的最遠(yuǎn)端受力區(qū)后再向樁內(nèi)側(cè)收攏,通過力鏈圖中力鏈延伸方向可以清晰直觀地判斷豎向荷載作用下樁底土層中土顆粒運(yùn)動(dòng)方向和受力大小。

圖8 Hh=3.0D及X=2.250D抗壓試驗(yàn)地基變形過程及力鏈形成對比

(2) 模型試驗(yàn)及土顆粒位移表現(xiàn)。擴(kuò)底樁模型抗壓試驗(yàn)及顆粒流理論土顆粒位移如圖9所示。將模型試驗(yàn)中各位移狀態(tài)時(shí)的地基變形影像作半透明處理后進(jìn)行疊加,得到圖9a、圖9b。從圖9a、圖9b中可以清晰觀測到單樁和群樁的土體破裂面形狀和地基的變形規(guī)律,具體情況如下:單樁樁底起始擴(kuò)展角度略大于群樁;豎向荷載作用下,樁底土體沿虛箭頭指向方向移動(dòng),群樁樁底土體移動(dòng)方向及變化規(guī)律比單樁更加復(fù)雜;靠近擴(kuò)大頭底部的近端土體呈曲線排列,壓縮量大于遠(yuǎn)端近似水平線排列的土體;樁底土體由壓縮變形逐漸發(fā)展為局部壓縮-剪切破壞,破壞面發(fā)生在持力層內(nèi)部。圖9c、圖9d中,箭頭指向表示位移方向,箭頭長短表示位移大小。在樁頂荷載作用下,層間不同位置土顆粒相對移動(dòng)形成土體的破裂面,圖9c中初始破裂面角度略大于圖9d,但群樁底部應(yīng)力傳遞深度大于單樁。由于持力層及擴(kuò)大頭的存在,在密度不同砂土的交界面處,土顆粒的移動(dòng)也遵循各自密度下的移動(dòng)規(guī)律,在交界面處出現(xiàn)1條清晰的水平方向位移分界線,在分界線以下,土顆粒位移比較集中,并形成較清晰的破裂面,特別是群樁,樁底中下部應(yīng)力集中區(qū)的土顆粒位移更加密集。

綜上所述,群樁樁底力鏈和土顆粒位移比單樁密集,抗壓承載能力大于單樁。樁側(cè)、樁端阻力隨土層深度增加而增加,擴(kuò)底樁抗壓極限承載力逐漸增加,力鏈越來越粗,向斜下方的延展寬度逐漸增大,持力層的厚度對抗壓承載力影響較大。

4 單樁與群樁抗拔承載特性對比

4.1 抗拔承載力分析

Hh=3D的單樁與不同樁間距群樁抗拔荷載-位移曲線如圖10所示。

單樁抗拔的工作原理與單樁抗壓截然不同。樁在上拔過程中,擴(kuò)大頭上部土體在經(jīng)過一個(gè)較短的擠密狀態(tài)后逐漸松動(dòng),達(dá)到極限荷載后發(fā)生土體破壞。單樁從加載開始到極限荷載狀態(tài)完全發(fā)揮,土的側(cè)摩阻力所需的樁-土相對位移量不大。由圖10可知:對于單樁,當(dāng)荷載從0 N增加到94.51 N,樁頂位豎向位移為1.87 mm,樁上部體出現(xiàn)壓縮狀態(tài),荷載-位移曲線按線性狀態(tài)增加;若樁頂荷載繼續(xù)增加,則荷載達(dá)到189.01 N時(shí),達(dá)到極限荷載狀態(tài),對應(yīng)的位移是3.51 mm,豎向位移快速增加;當(dāng)荷載達(dá)到268.11 N,擴(kuò)底樁在抗拔荷載作用下穿過擴(kuò)大頭上部持力層,對應(yīng)的樁頂位移是9.97 mm。

圖10 單樁、群樁抗拔荷載-位移曲線對比

不同樁間距X下群樁的荷載-位移曲線形式與單樁相似,但各群樁的承載能力遠(yuǎn)大于單樁。隨著X不斷增加,從1.125D到2.250D,極限承載力逐漸增大,分別比單樁極限承載力增加40.94%、59.38%、87.11%、88.57%。將單樁的極限承載力數(shù)值作為參考基準(zhǔn)數(shù),當(dāng)群樁樁間距達(dá)到1.750D后,承載力增加的比例不再明顯。

不同X下抗拔群樁與單樁的極限承載力、位移對比如圖11所示。隨著X增加,擴(kuò)底樁抗拔極限荷載不斷增加,對應(yīng)的位移也逐漸增加,群樁效應(yīng)系數(shù)逐漸增大,而群樁效應(yīng)逐漸減小。

圖11 不同X下抗拔群樁與單樁極限承載力、位移對比

相同持力土層中的擴(kuò)底樁單樁達(dá)到189.01 N,即達(dá)到極限荷載條件,X=1.750D樁間距的群樁在343.65 N達(dá)到極限荷載。由于存在群樁效應(yīng),群樁的極限荷載小于2倍的單樁極限荷載。當(dāng)X=1.125D時(shí),由于X較小,樁間土相對位移較小,樁間土共同承擔(dān)抗拔荷載,類似于等效墩。當(dāng)X繼續(xù)增加,X=1.250D時(shí)，承載力有下降趨勢;當(dāng)樁間距達(dá)X=1.750D時(shí),承載力增加比較明顯,樁間土顆粒之間的干擾效應(yīng)逐步減弱。

4.2 樁身軸力分析

Hh=3.0D抗拔單樁和X=1.750D的抗拔群樁樁身軸力隨深度變化的關(guān)系曲線分別如圖12、圖13所示。

圖12 Hh=3.0D單樁抗拔樁身軸力

圖13 X=1.750D樁間距群樁抗拔樁身軸力

單樁和不同X下群樁樁身軸力沿著樁身深度增加方向均呈外凸型變化,至擴(kuò)大頭底部,軸力趨近于0 N。0～15 mm樁深范圍內(nèi),相同軸力作用下單樁軸力變化比群樁平緩。25～55 mm樁深范圍內(nèi),樁側(cè)軸力逐步發(fā)揮,群樁的軸力大于單樁的軸力,群樁間存在加筋和遮攔作用,比單樁軸力發(fā)揮得更充分。樁身深度相同的情況下,群樁樁身軸力大于單樁。

單樁在25～75 N,群樁在25～100 N區(qū)間荷載作用下的樁身各深度軸力變化不明顯。樁頂、樁側(cè)及擴(kuò)大盤所處位置樁身軸力的減小比較緩慢,樁周土體顆粒之間的相對位移變化不大,樁底擴(kuò)大盤的抗拔承載力基本沒有發(fā)揮即已達(dá)到極限荷載,單樁和群樁的荷載主要由擴(kuò)底樁的等截面段側(cè)摩阻力分擔(dān)。

4.3 地基變形過程及變形模式宏細(xì)觀對比

(1) 模型試驗(yàn)及土顆粒力鏈表現(xiàn)。抗拔單樁和X=1.750D群樁在極限荷載作用下地基變形及破裂面形成過程如圖14a、圖14b所示。

圖14 Hh=3.0D及X=1.750D抗拔試驗(yàn)地基變形過程及力鏈形成對比

1/2極限荷載作用下,群樁樁頂位移比單樁大0.26 mm,承載力增加了77.3 N;極限荷載作用下,樁頂位移增加了4.6 mm,比單樁極限承載力增加44.99%。

對比圖14a、圖14b極限荷載條件下單樁與群樁的差異性,發(fā)現(xiàn)圖14a中區(qū)域1-1在對稱軸兩側(cè)的面積相同,而圖14b中區(qū)域1-2的面積略大于區(qū)域1-2′,群樁內(nèi)側(cè)破裂面緊貼樁壁。這是由于群樁內(nèi)側(cè)土體存在相互擠密、遮攔效應(yīng),使樁內(nèi)側(cè)摩阻力增強(qiáng),增加了群樁的承載能力。圖14a、圖14b中區(qū)域2和區(qū)域3的面積和土體移動(dòng)形態(tài)基本相似;區(qū)域4是樁體上拔后留下的樁底無土區(qū),該區(qū)域的大小與樁頂位移大小有直接關(guān)系;區(qū)域5是群樁樁內(nèi)側(cè)中下部的互相擾動(dòng)區(qū),土顆粒隨著樁側(cè)及擴(kuò)大頭給予的向上的力而共同向樁頂移動(dòng),而單樁不存在該區(qū)域。由于樁頂荷載方向一致,圖14b中區(qū)域5成為應(yīng)力加強(qiáng)區(qū),該區(qū)域的存在提高了群樁的極限承載力,但承載力的大小與X有直接關(guān)系。

擴(kuò)底樁顆粒流力鏈如圖14c、圖14d所示。從細(xì)觀角度對比分析發(fā)現(xiàn),圖14c中LLB1-1和圖14d中LLB1-2區(qū)域力鏈比擴(kuò)大頭周邊應(yīng)力少,該區(qū)域提供的應(yīng)力也承擔(dān)一定比例的樁側(cè)摩阻力。圖14c中LLB1-1左右兩側(cè)力鏈基本對稱;圖14d中LLB1-2′比LLB1-2區(qū)域力鏈密集,說明土體向上移動(dòng)過程中,群樁內(nèi)側(cè)土體受力大于樁外側(cè);LLB2-1、LLB2-2區(qū)域是擴(kuò)底抗拔樁主受力區(qū),力鏈分布比較集中,由于擴(kuò)大頭的存在,力主要由擴(kuò)大頭兩端沿著擴(kuò)大頭的邊緣向斜上方呈樹枝狀發(fā)展;LLB3區(qū)域承擔(dān)一部分?jǐn)U大頭側(cè)阻力,通過力鏈圖中力鏈延伸方向可以清晰直觀地判斷豎向荷載作用下樁底土層中土顆粒的運(yùn)動(dòng)方向和受力大小。

(2) 模型試驗(yàn)及土顆粒位移表現(xiàn)。擴(kuò)底樁模型抗拔試驗(yàn)及顆粒流理論土顆粒位移如圖15所示。

圖15 擴(kuò)底樁模型抗拔試驗(yàn)及顆粒流理論土顆粒位移

通過將各階段試驗(yàn)地基變形進(jìn)行疊加得到圖15a、圖15b。從圖15a、圖15b中可以清晰觀測到單樁和群樁的土體破裂面形狀和地基的變形規(guī)律。單樁樁底起始擴(kuò)展角度與群樁基本相同;豎向荷載作用下,擴(kuò)大頭頂端土體沿虛箭頭指向方向移動(dòng),擴(kuò)大頭附近土體的壓縮變形量大于擴(kuò)大頭上部遠(yuǎn)端土體;擴(kuò)大頭底部在一定荷載作用下存在真空吸力,當(dāng)荷載持續(xù)增加,該力消失。群樁擴(kuò)大頭樁側(cè)及樁頂土體移動(dòng)方向及變化規(guī)律比單樁更復(fù)雜,靠近擴(kuò)大頭頂部的近端土體壓縮量大于遠(yuǎn)端土體,樁底土體由壓縮變形逐漸發(fā)展為局部壓縮-剪切破壞,破壞面與抗壓樁類似,發(fā)生在持力層內(nèi)部。

對比圖15c、圖15d可知,在樁頂荷載作用下,層間不同位置土顆粒相對移動(dòng)形成土體的破裂面,圖15c初始破裂面角度略大于圖15d,但群樁底部應(yīng)力傳遞深度大于單樁。由于持力層及擴(kuò)大頭的存在,擴(kuò)大頭底部出現(xiàn)向上的顆粒移動(dòng)跡象,擴(kuò)大頭上部土體在密度不同砂土交界面處,土顆粒的移動(dòng)遵循各自密度下的移動(dòng)規(guī)律,在交界面處出現(xiàn)1條清晰的水平方向位移分界線,在分界線以下,土顆粒位移集中并形成比較清晰的破裂面,特別是群樁,樁底中下部應(yīng)力集中區(qū)的土顆粒位移更加密集。

綜上所述,群樁樁底部的力鏈和土顆粒位移比單樁密集,抗拔承載能力大于單樁。樁側(cè)、樁端阻力隨土層深度增加而增加,擴(kuò)底抗拔樁的極限承載力逐漸增加,力鏈越來越粗,向斜下方的延展寬度逐漸增大,持力層的厚度對抗拔承載力影響較大。

5 結(jié) 論

(1) 不同樁間距群樁抗壓荷載-位移曲線形式與單樁抗壓相似,但群樁的承載能力遠(yuǎn)大于單樁,群樁樁間距從1.125D增加到2.250D時(shí),荷載增長率為4.39%;樁間距從2.250D增加到2.750D時(shí),荷載增長率為2.25%,是前者的1/2。隨抗拔群樁樁間距不斷增加,當(dāng)樁間距為1.125D、1.250D、1.750D、2.250D時(shí)與相同持力層厚度單樁相比,其抗拔極限承載力分別增加40.94%、59.38%、87.11%、88.57%;以單樁的極限承載力數(shù)值作為參考基準(zhǔn)數(shù),當(dāng)群樁間距達(dá)到1.750D后,承載力增加的比例不再明顯。

(2) 宏、細(xì)觀分析發(fā)現(xiàn)抗壓樁在1/2極限荷載作用下,群樁樁頂位移比單樁大0.37 mm,而承載力比單樁增加了46.59%;極限荷載作用下,樁頂位移基本一致,群樁的極限承載力比單樁極限承載力大266 N?？拱螛对?/2極限荷載作用下,群樁樁頂位移比單樁大0.26 mm,承載力增加了77.3 N;極限荷載作用下,樁頂位移增加4.6 mm,比單樁極限承載力增加了44.99%。

(3) 群樁擴(kuò)大頭周邊土體的力鏈和土顆粒位移波線比單樁密集,抗壓、抗拔承載能力均大于單樁。樁側(cè)、樁端阻力隨土層深度增加而增加,擴(kuò)底抗壓、抗拔樁的極限承載力逐漸增加,力鏈波線越來越粗,向斜下方的延展寬度逐漸增大,持力層的厚度對抗壓、抗拔承載力影響較大。

(4) 顆粒流理論得出的砂土抗壓、抗拔群樁中的破裂面形態(tài)及擴(kuò)展角度與模型試驗(yàn)吻合較好,證明通過動(dòng)態(tài)變形全過程研究承載特性的模型試驗(yàn)可以很好地表征擴(kuò)底樁在多層土地基中砂土顆粒的位移及破裂面形態(tài),進(jìn)而也說明了從細(xì)觀角度分析多層土地基擴(kuò)底樁的樁-土之間破裂面形成類型和機(jī)理的可行性。