路堤荷载作用下CFG桩复合地基试验分析

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西南交通大学硕士学位论文路堤荷载作用下CFG桩复合地基试验分析姓名：黄晶申请学位级别：硕士专业：道路与铁道工程指导教师：罗强20080909 西南交通大学硕士研究生学位论文第lI页增长速率并不是随着加载速率的增加而无限增长的，桩顶和桩问土的土压力变化是相互协调发展的。M1的复合地基处于稳定状态；M2的复合地基处于即将破坏的极限状态。(4)模型的加筋带沿线路横向位置是呈“M型"分布规律，这与高强度桩处理复合地基的良好的效果和其较大的刚度是相互联系的。(5)两模型的桩身受力沿桩长均大致的表现出先增大后减小的变化规律，最大值均出现在距桩顶21．5mm的位置。此外，随着桩间距的变大，桩身应变也表现出增长趋势。通过比较分析两种桩间距情况下复合地基的处理效果，得出结论：当高强度桩复合地基的下卧层为较硬持力层时，宜设置3倍桩径的桩间距；另外，如果既要把桩间距变大，又要使复合地基稳定地发挥其承载力，于桩顶加设桩帽是一个很好的选择。最后对复合地基沉降计算分析的现有成果进行了归纳分析，并对Mindlin解与Bousinesq解联合法计算复合地基沉降的计算方法进行了初步的讨论分析，得出了计算的基本思路。采用联合求解法概念明确，充分考虑了复合地基实际受力和变形特征；计算参数虽然较少，但若需要合理确定仍然需要大量试验和理论的支持。关键词：路堤荷载、CFG桩复合地基、现场测试、离心模型试验 ．亘蜜銮望奎兰堕主婴塞竺堂垡迨塞蔓!!!夏AbstractThetechnologyofCFGpilecompositefoundationhassuchcharacterisiticsofrapid。constructionspeed，short—periodproject，easyqualitycontrolandeconomically．Thebearingbehavioranddeformationpropertiesofflexiblecompositefoundationhaslargedifferencebetweenthecaseofrigideompositetbundation；sounderthegreatenvironmentofcurrentconstructionofpassengerdedicatedlinesinthesoftsoilfoundationtreatinginlarge．sealeuseofthetechnologyofhigh·strengthpileinChina，thestudyonthebearingbehavioranddeformationpropertiesofflexiblecompositefoundationhasimportantprojectvalueandtheoreticalsignificance．Thisp印ermainlydiscussestheengineeringcharacteristicsofCFGpilecompositefoundationunderembankment．themianworkandthemainconclusionsareasfollows：Selectingatypicalcross-section，buryingvarioussensorsontestfieldtotestbearingbehavioranddeformationpropertiesofflexiblecompositefoundation，usingthedatatoanalysistheactualtreatmentoftestfieldSIIchasthedeeplateraldeformation，thesettlementdeformation，thePile’Sstraindistributionalongthedepth，thechangelawofporewaterpressureduringtheperiodofconstruction，thepile·soilstressratioandthemobilizationfactorofsoilbetweenpilesandSOon．Mainlyinthefollowingconclusions：(1)ThechangeofexcessporewaterpressurelSproportionaltotheconstructionspeedofembankmentfilling，theconstructionspeedisfaster，thentheexcessporewaterpressureislarger，otherwisesmaller．(2)Thegrowthrateoflateraldefo珊ationisproportionaltotheconstructionspeedofembankmentfilling；Inaddition，wecanusethecurve’schangetendencyoflateraldeformationtodeterminetheinfluencedepthofcompositeground，usetheCHIVe’SchangelinearofIateraldeformationtoevaluatethelateralstabilityofcompositeground．(3)undertheloadofembankment，themaximumpilestrainofreinforcementareageneratesapproximatelyattheplacefromthepiletop1／3ofthepilelength．(4)Thesettlementofcompositefoundationandthetensionofgeotechnicalgrilleareproportionaltothedepthofsoftfoundation，也edepthisdeeper，thesettlementand 西南交通大学硕士研究生学位论文第1V页thetensionarelarger．(5)Thechangeofearthpressureiscloselyrelatedtotheloadfluctuation，thegreaterload，thegreatervalueofearthpressure．Becauseoftheconstructionqualityofthepileofcompositefoundationonsiteispoor，thechangelawofpile-soilstressratiofollowingtheloadfillingappearedabnormalsituation．UsingtheequipmentofSouthwestJiaotongUniversitytodothegeotechnicalcentrifugalmodeltestofhighstrengthpilecompositefoundationundertheloadofembankment，3timesthedistanceofpilediameterbetweenpiles(M1)groupand5timesthedistanceofpilediameterbetweenpiles(M2)groupwereset，accordingtothetestdata,Thebearingbehavioranddeformationpropertiesofflexiblecompositefoundationisanalysed．Mainconclusionsareasfollows：(1)Thefoundationdeformationincreaseswiththedistanceofpiles，thepiledistanceaffectsmarkedlythelateraldeformationoffoundation．Thereinforceareasoftwomodels’foundationwasnotsubjectedtoshearingfailure．(2)Thegroundsettlementofthecenterofembankmentincreaseswiththedistancebetweenpiles．Inaddition，thesettlementofM2wasnotcontrolledineffect．(3)Thegrowthrateofearthpressuredoesnotincreaseswiththeloadingrateadinfinitum，theearthpressureonthepilesandthesoilchangesduringthecoordinationanddevelopment．ThecompositefoundationofM1isinstablestatus，thecompositefoundationofM2isatthelimitstateofdestruction．(4)Thereinforcedbandofmodelshows”M”distributionlawalongthetransversepositionofrailway，thisisrelatedtothegoodresultsandthegreaterrigidityofhighstrengthpilecompositefoundation．(5)ThePile’Sstraindistributionalongthedepthoftwomodelsincreasesthendecreases，themaximumisfoundintheplacewhichdistanceis21．5mmfromthepiletop．Further．asthedistancebetweenthelargerpile，pilestrainalsoshowedgrowthtrend．Throughcomparativinganalysisofthetreatmenteffectoftwomodels，wedrawaconclusion：Whenthesubstratumofhigh—strengthpilecompositefoundationisharder．3timesthedistanceofpilediameterbetweenpilesshouledbeset；inaddition，ifthedistancebetweentWOpilesisnotonlylarger，butalsothebearingcapacityofcompositefoundationperformstably，addingcap 西南交通大学硕士研究生学位论文第V页．onthepiletopisagoodchoice．Finally，thecurrentresearchachievementsofthecalculationanalysisofcompositefoundationaresummarized，theunitedmethodofMindlin’SsolutionandBousinesq’Ssolutionisalsodiscussedinbrief,thebasicthinkingofcalculationisthengiven．Theunitedmethodfeaturesclearconcept，theactualloadingandthedeformationfeaturesarefullyconsidered；Althoughthecalculationparametersfireless，butthesupportoflargenumberoftestsandtheoryisstillneededtoreasonablydeterminethem．Keywords：Embankmentload；CFGpilecompositefoundation；Fieldtest；Centrifugalmodeltest 西南交通大学曲南爻迥大罕学位论文版权使用授权书本学位论文作者完全了解学校有关保留、使用学位论文的规定，同意学校保留并向国家有关部门或机构送交论文的复印件和电子版，允许论文被查阅和借阅。本人授权西南交通大学可以将本论文的全部或部分内容编入有关数据库进行检索，可以采用影印、缩印或扫描等复印手段保存和汇编本学位论文。本学位论文属于1．保密口，在年解密后适用本授权书；2．不保密嘭使用本授权书。(请在以上方框内打“√")学位论文作者耸名戋舶日期：2008—9—26指导老师签名：马弓黾日期：2008—9—26 西南交通大学学位论文创新性声明本人郑重声明：所呈交的学位论文，是在导师指导下独立进行研究工作所得的成果。除文中已经注明引用的内容外j本论文不包含任何其他个人或集体己经发表或撰写过的研究成果。对本文的研究做出贡献的个人和集体，均已在文中作了明确的说明。本人完全意识到本声明的法律结果由本人承担。本学位论文所做的主要工作如下：1．结合某新建时速200km／h客货共线铁路的CFG桩复合地基施工，埋设各种量测仪器和传感器对CFG桩复合地基基础的承载特性和变形特性进行测试，利用测试数据对现场CFG桩复合地基实际处理情况的深层侧向变形、沉降变形、桩身应变沿深度分布、孔隙水压在施工期间的变化规律、桩土应力比及桩间土的发挥系数等方面进行了初步分析。2．针对中国客运专线在软土和松软土地基处理中大规模采用高强度桩复合地基技术的应用情况，利用西南交通大学的土工离心试验设备进行路堤荷载作用下高强度桩复合地基离心模型试验，根据试验得到的数据分析了CFG桩复合地基在路堤荷载作用下的变形特性和受力特征。通过比较分析两种桩间距情况下复合地基的处理效果，得出结论：当高强度桩复合地基的下卧层为较硬持力层时，宜设置3倍桩径的桩间距；另外，如果既要把桩间距变大，又要使复合地基稳定地发挥其承载力，于桩顶加设桩帽是一个很好的选择，这也应该是今后复合地基研究工作中的一个重点课题。旋幽沙野9风彩日 西南交通大学硕士研究生学位论文第1页1．1引言第1章绪论我国幅员辽阔，地质情况复杂多变，其中软土分布十分广泛，主要分布于我国的沿海地区、内陆平原或山间盆地。关于软土的定义，不同的专业技术部门的解释大同小异，可归纳为：软土包括淤泥、淤泥质黏土、淤泥质粉土、泥炭、泥炭质土等。软土是一种天然含水量高、孔隙比大、压缩性高、渗透系数小、抗剪强度低的细粒土。软土地基是在工程实践中遇到最多需要人工处理的地基，由于其低抗剪强度、高压缩性和弱透水性，工程力学性能很差，直接影响结构工程的稳定性和耐久性。在软土地段筑路，有的在填筑过程中便产生严重的下沉；有的经运营若干年后还有下沉现象。如果软土地基处理不当，便会严重影响工程质量和使用功能，甚至造成工程事故；故在软土地区筑路，必须采取有效的加固措施。近些年来，我国基本建设规模不断扩大，在建筑、水利、交通和铁道等土木工程建设中，而许多的不良地基问题也接踵而至，各种不良地基需要进行地基处理才能满足建造构筑物的要求。地基处理是否恰当关系到整个工程质量、进度和投资。合理地选择地基处理方法和基础形式是降低工程造价的重要途径之一，地基处理也日益的到大家的重视。近20年来，在道路工程建设中，对软土路基处理问题已成为影响工程造价和道路使用质量的突出矛盾之一。解决这一问题的关键是在正确认识软土路基的性质与危害性基础上，借鉴已有成果和资料，结合工程现场实际，合理选择一种或几种组合的处理方法，使处理后的路基满足建设工程各项要求。软土地基处理技术近几十年发展很快，老方法得到改进，新方法、新工艺不断涌现。由于软土地基加固工程的费用常常较高，因此工程界越来越重视地基加固方法的研究和合理使用。本文研究的CFG桩⋯处理软土地基属于高粘结强度桩复合地基。水泥粉煤灰碎石桩(CementFlyashGravelpil)是在碎石桩基础上加进一些石屑、粉煤灰和少量水泥，加水拌和，用振动沉管打桩机或其它成桩机具制成的一种具有一定胶结强度的桩；桩和桩间土通过褥垫层形成复合地基。 西南交通大学硕士研究生学位论文第2页CFG桩是近年来新开发的一种地基处理技术，它吸取了振冲碎石桩和水泥搅拌桩的优点。第一，施工工艺与普通振动沉管灌注桩一样，工艺简单，与振冲碎石桩相比，无场地污染，振动影响也比较小。第二，所用材料仅需少量水泥，便于就地取材，节约材料。第三，受力特性与水泥搅拌桩类似，介于碎石桩和钢筋混凝土桩之间。但是，与碎石桩相比，当桩间土不能提供较大侧限力时，CFG桩复合地基荷载力高于碎石桩复合地基；与钢筋混凝土桩相比，桩体强度和刚度比一般混凝土小得多，这样有利于发挥桩间材料的潜力，降低地基处理费用。此外，CFG桩复合地基适用于处理粘性土、粉土、砂土、人工填土和淤泥质土地基；既可用于挤密效果好的土，又可用于挤密效果差的土。当CFG桩用于挤密效果好的土时，承载力的提高既有挤密作用又有置换作用；当CFG桩用于挤密效果差的土时承载力的提高只与置换作用有关。与其他复合地基的桩型相比，CFG桩由于桩体材料较轻，置换作用特别明显。CFG桩复合地基处理技术，具有施工速度快、工期短、质量容易控制及工程造价低廉等优点，因而在房屋建筑工程及水利工程中得到了广泛应用。CFG桩复合地基突破了传统的桩基础设计思想，通过褥垫层技术充分调动桩间土水平和垂直承载能力，使地基的水平和垂直承载能力大幅度提高，有效地控制了建筑物的沉降，从而改变了桩基础中桩过长或过密的状况。其桩体材料利用粉煤灰等工业废渣，加之桩体不配筋或少量配筋，节约了大量钢材，具有明显的经济优势。铁路工程于2002年将路基CFG桩复合地基处理技术正式列入了铁道部的科技开发项目(项目名称：高速铁路软土地基沉降控制试验研究；项目编号：2002G01)，并在上海安亭同济大学汽车学院内的试验工点进行了系统的试验研究和长期沉降观测，取得了一系列的研究成果，为铁路路基CFG桩复合地基处理技术的工程应用奠定了基础，其后在多条客运专线和时速200公里以上高等级铁路建设中都有不同程度的工程应用。由于试验研究的时间较短，工程的应用范围和设计施工经验都嫌不足，使得铁路工程还未能建立系统的路基CFG桩复合地基的计算理论和设计方法，基本上是采用《建筑地基处理技术规范》(JGJ79-2002)中的相应方法进行设计计算。目前，中国客运专线在软土和松软土地基处理中大规模采用高强度桩复合地基技术，但是复合地基在路堤荷载作用下与刚性基础作用下的使用情况 西南交通大学硕士研究生学位论文第3页有较大的差异。目前复合地基的承载力计算和沉降计算理论都是建立在刚性基础上的，认为在荷载作用下，刚性基础下的复合地基的基底始终保持平面，复合地基的顶面在竖向是等变形的，或在褥垫层协调作用下，桩土变形差别较小。而在路堤荷载作用下，复合地基受力变形后，填土底面不再保持平面，其承载特性与刚性基础下的复合地基也有显著区别。对于柔性荷载作用下复合地基(柔性基础复合地基口卜陋3)承载特性及沉降特性的研究，国内外当前这方面的研究成果并不多见，远远落后于其在房屋建筑等工程中的应用，因而开展柔性基础复合地基承载特性及沉降特性的研究具有重要的工程价值和理论意义。本论文则主要针对路堤荷载作用下CF6桩复合地基工程特性方面进行了相关研究。1．2柔性基础复合地基研究现状1．2．1柔性基础复合地基基本概念柔性基础复合地基与以往所说的复合地基的区别在于基础刚度的不同。判别基础是刚性或者是柔性，用的标准是基础的抗弯刚度EI。当基础的抗弯刚度EI—00时，可认为这种基础为刚性基础，如建筑物下的混凝土基础，其刚度很大，抗弯刚度EI—CO，可认为是刚性基础。在中心荷载作用下，刚性基础不会发生挠曲变形，基底各点的沉降是相同的。在刚性基础复合地基中，基底面处满足等应变假设，即桩项与桩间土的变形相同。当基础的抗弯刚度EI--0时，认为这种基础为绝对柔性基础。如果假设这种基础是由许多小块组成，那么各小块之间光滑而无摩擦，基础上的荷载通过小块直接传递在土上，基础底面的压力分布图形将与基础上作用的荷载分布图形相同，基础底面的沉降则各处不同。对于由土筑成的路堤，可以近似的认为路堤本身不传递剪力，那么它就相当于一种柔性基础。本论文中的路堤荷载作用下的复合地基即是柔性基础复合地基。在柔性基础复合地基中，桩顶与桩间土体的变形不同，存在一定的沉降差，这就使得柔性基础复合地基的受力与变形性状不同于刚性基础复合地基。 西南交通大学硕士研究生学位论文第4页1．2．2柔性基础复合地基研究现状现有的复合地基计算理论大多针对建筑上的刚性基础复合地基，刚性基础复合地基理论基础为：(1)基础为刚性；(2)在竖向荷载作用下桩与桩间土共同承担上部荷载；(3)复合地基土内部任一水平截面上桩与桩间土的竖向压缩变形相同。对于刚性基础作用下的复合地基，以上三条假设都成立，对于柔性基础，第一个假设显然不成立，第二个假设是成立的，第三个假设是不成立的。对于填土路堤荷载作用下的复合地基，受力变形后路堤底面不可能仍保持平面，即不符合平面假设，复合地基土内部并非处处存在等应变现象。在工程实践中人们己经发现在公路工程中应用在建筑工程逐步积累并得到验证的复合地基沉降计算方法计算沉降，计算值往往小于实测值。于是，柔性荷载作用下复合地基的性状研究的重要性便显现出来。龚晓南(2002)乜1对柔性基础下复合地基的性状进行了相关研究，指出在柔性基础桩体复合地基上设置垫层可以有效改善复合地基工作性状，提高复合地基承载力，减小复合地基沉降。此外，龚晓南还分析了基础刚度变化对复合地基性状的影响，并指出柔性基础下复合地基垫层与刚性基础下复合地基的垫层应有不同，前者要求刚度大，以使桩体分担更多荷载，而后者则相反。吴慧明口3于2000年进行了刚性基础和柔性基础下单桩复合地基的模型试验，并通过设计和完成刚性基础与柔性基础下水泥搅拌桩复合地基模型的对比试验，得出两者在桩体荷载集中系数、桩土荷载比、桩土应力比等方面的显著差异，并且指出刚性基础下复合地基中桩土变形一致，在相同变形时，桩首先承受较大荷载，并首先进入极限状态，故随总荷载增加桩土应力比呈现山峰状发展趋势；柔性基础下桩土变形可相对自由发展，土首先承担较大荷载，并随荷载增加率先进入极限状态，故桩土应力比呈现先递减后上升的趋势。其实验结果还表明：1)柔性基础下复合地基桩土应力比随荷载水平的增加表现为先减小后增大。刚性基础下复合地基的规律则相反，在量值上后者约为前者的10倍；2)由于柔性基础下复合地基破坏时桩体承载力未能得到很好的发挥，因此复合地基承载力要小于刚性基础下复合地基。这说明柔 西南交通大学硕士研究生学位论文第5页性基础下复合地基承载力不能简单套用刚性基础下的计算公式；3)柔性基础下复合地基的沉降大于刚性基础下复合地基的沉降。李海芳(2004)n们通过实际工程试验段的实测研究和载荷试验认为刚性荷载板下和路堤填土荷载下的桩土应力比的特征是完全不同的。分析认为差别主要源于两方面：1)刚性荷载板下桩间土和桩顶的变形是协调的，路堤荷载下桩顶有足够的空间向上刺入，即桩间土和桩顶的变形是不相同的：2)路堤荷载远小于载荷试验所施加的荷载，不能像载荷试验那样使复合地基进入塑性变形阶段，桩土应力比的峰值难以表现出来，最终可能趋向于一稳定值。方磊(2005)⋯1通过模型试验对柔性基础下复合地基的桩顶应力、桩间土应力、桩端承载力进行了测试，研究了不同工况下桩土应力比的变化规律，并与刚性基础下复合地基桩土应力比进行了对比分析，结果表明桩土应力比随着桩底持力层强度的提高而增大，随着桩间土密实度的增大而减小，随着上部荷载的增加而逐渐趋于稳定。分析还表明，在桩端持力层强度为较大时，无论桩间土填料密实还是松散，刚性基础下的桩土应力比都大于柔性基础的情况。在持力层强度为较小时，刚性基础下的桩土应力比也大于柔性基础的情况。原因是柔性基础复合地基对桩土应力比有调节能力，可以在一定程度上减小桩体应力，并使桩间土的承载力得到充分发挥。李国维(2005)¨21结合实际工程，进行了路堤下复合地基桩土应力比现场试验，对柔性基础下复合地基桩土应力比取值和变化规律进行了探讨，并通过与刚性基础下复合地基的比较，分析了柔性基础下复合地基的桩土应力比的变化规律：1)柔性基础下复合地基桩土应力比随荷载变化规律与刚性基础下的复合地基明显不同。试验中桩土应力比在加荷初期最大，随着荷载的增加而减小，后又增加呈波浪形变化。2)由于桩土应力比数值较小，桩间土分担了更多的荷载，桩侧负摩阻力的增强作用使得桩间土承载力比较大。随着荷载增加，桩间土必将首先破坏。桩间土承载力充分发挥，不足部分由桩承担。路堤荷载下的复合地基设计应按变形控制。饶为国(2004)旧1基于薄板变形理论和Winkler弹性地基模型，考虑了工后沉降机理以及荷载、网的刚度、桩间土的刚度(反映了被加固软土厚度及其固结度的影响)、复合地基置换率、桩土应力比等反映桩一网复合地基的几个重要因素的影响，提出了路堤下桩一网复合地基工后沉降计算方法，推导出了桩土加固区工后沉降量的解析式，解析式的物理意义明确，显示出随着 西南交通大学硕士研究生学位论文第6页路堤荷载增大、布桩l蒯距增大(面积置换率减小)、桩土应力比减小、网及地基土刚度的减小，工后沉降量将增大。王律明(2005)n引、张忠苗n43等指出，柔性承台下复合地基起到桩土共同受力的作用其必要条件是桩在柔性承台能发生一定的刺入变形，这一刺入变形使得柔性承台下的桩体与承台间形成压力拱，可称其为土拱效应；他们还对柔性承台下复合地基应力和沉降的计算进行了研究，即利用Mindlin解Boussinesq解联合求解柔性承台下复合地基的附加应力，可以得到与实际较为符合的应力分布，同时利用Vesicd,孑：L扩张理论计算桩体刺入柔性承台的量，对分层总和法进行修正，所得沉降计算结果与实测值相近。王欣n副等也考虑路堤柔性荷载作用下粉喷桩桩身与土上部的位移不协调即桩顶及桩端的刺入变形，采用弹性力学中的Mindlin和Boussinesq解联合求解粉喷桩复合地基内附加应力和地基沉降，计算结果与工程实例的实测结果吻合较好。刘吉福(2003)¨町指出路堤下复合地基桩与桩间土之间的沉降不一致，导致填土内部出现相对垂直位移，应力状态发生变化，计算路堤下复合地基桩、土应力比的方法及计算参数均与刚性基础下的复合地基不同。通过对复合地基上部填土的力学分析，推导出一个求解桩顶平面处的桩、土应力比公式，该公式表明桩顶处桩、土应力比的大小与复合地基置换率、桩顶处桩土沉降差、填土厚度、填土弹性模量等关系密切。陈仁朋(2005)n”通过对桩承式路堤工作性状比较复杂、对路堤一桩一土之间共同工作机理的认识还不是十分清楚的问题，建立了考虑土一桩一路堤变形和应力协调的平衡方程，分析了三者协调工作时路堤、桩、土的荷载传递特性，结果表明：路堤中存在等沉面，并且等沉面的概念对于桩承式路堤的设计具有重要的意义，桩和土的相对位移随深度而变化，桩身同时分布有正负摩阻力：当桩未打穿软土时，路堤总沉降主要由桩端的刺入变形及下卧层的沉降引起。控制桩长及下卧层厚度可以有效地调节路堤沉降。Alamgirl(1996)¨鲫等在分析柔性基础下端承桩复合地基时，假定桩和桩间土均为线弹性体，通过选择合适的典型单元体变形模式，利用典型单元体侧面零剪应力和桩土界面位移协调条件，通过各桩、桩间土单元的平衡分析给出了柔性基础下端承桩复合地基中桩和桩周土的附加应力和沉降计算的解析方法。冯瑞玲(2003)他们等利用MARC软件，选择弹塑性本构模型并以线性 西南交通大学硕士研究生学位论文第7页Mohr-Coulmb屈服准则作为屈服条件，将平面问题有限元法用于对路堤荷载作用下的桩体复合地基受力与变形性状进行了研究，分别分析了本构模型中各参数(桩间土、桩体、路堤的变形模量、泊松比、粘聚力及内摩擦角)对复合地基性状的影响，研究结果表明：土体、桩体及路堤的变形模量是影响地基性状的主要因素，并且随着土体变形模量的增大，桩土应力比减小；随着桩土模量比的增大，桩土应力比增大：随着路堤变形模量的增大，桩土应力比增大。1．2．3柔性基础复合地基研究现状小结以上从试验、理论和数值分析三方面对柔性基础复合地基的研究状况进行了总结，归纳了一些有益结论，但是问题仍然存在：1)在载荷试验中仍然沿用刚性基础下复合地基试验方法，不能真正反映柔性基础下复合地基的承载和沉降特性，虽然在研究中也结合具体工程，通过布设监测点来研究桩和桩间土的应力变化，得到了一些有益的数据和结论，但为数不多的实测结果离散性较大、规律性差，在设计中无法采用，应继续加强路堤、堤坝等柔性基础下复合地基的现场试验，以求对其力学性状有一比较直观认识，为其理论研究提供可靠试验依据；2)现有柔性基础下复合地基力学性状的数值分析也存在不少问题，如桩土界面的模拟、基础刚度的选取及褥垫层的模拟、桩间土体模型和参数的选择等方面。研究还仅仅处于定性分析阶段，并且有些问题还在争论之中；3)此外，目前对柔性基础下复合地基的研究，主要是针对柔性桩复合地基；而针对像CFG桩这样刚性桩复合地基的研究很少，该方面的研究应该得到进一步的加强，而本论文的研究重点正是这一方面。1．3CFG桩复合地基研究现状CFG桩复合地基技术是国家级工法，自诞生后在高层建筑、工业厂房等工民建领域得到广泛应用，取得良好的社会经济效益。自20世纪90年代以来CFG桩复合地基法由于其施工方便、质量容易控制、加固深度大，可有效减少地基的工后沉降和大幅度提高地基承载力等技术优越性而在高速公路和高速铁路软基处理中逐渐得到应用和推广，如武广无砟轨道客运专线、广东新台高速公路、浙江杭州绕城高速公路、江苏连盐高速公路等。国内众多专 西南交通大学硕士研究生学位论文第8页家学者和工程技术人员对CFG桩复合地基技术开展了广泛的研究，综合现有研究文献资料，主要体现在以下几大方面：1．3．1室内试验研究室内试验研究主要包括CFG桩体材料与特性、配合比设计与优化以及通过室内模拟试验研究CFG桩复合地基各项性状等。黄仙枝(1997)口33通过无侧限试验得出CFG桩的应力应变关系曲线，表明试件在破坏之前，其应力应变关系为直线，故CFG桩体本构关系可以用线弹性模型描述。桩体模量的大小与破坏强度有关，一般模量在800--一1600MPa范围内。文献[1]将CFG桩桩体材料制成三轴试验的圆柱体试件，在静三轴仪中做不同围压下的三轴压缩试验，得到在不同围压下的其应力应变曲线基本重合，破坏前基本为一直线，说明围压对桩体强度和桩体模量影响不大，这一点与散体材料桩体的应力应变特性明显不同。范云，汪英珍(2002)∞幻通过对CFG桩桩体材料的室内配比试验，分别对石屑、水泥和粉煤灰掺量对桩体强度的影响、灰泥比对桩体变形特性的影响进行分析，间接通过吸水率试验研究粉煤灰含量对桩体孔隙性和渗透性的影响，指出粉煤灰含量对桩体透水性能有重要影响，成桩的24小时内桩体透水性能仍然较强。李小青、潘晓明(2003)聆副从CFG桩的材料构成出发，通过试验手段，进行不同材料的室内配合比试验，对CFG桩桩体性能进行对比分析，探讨水泥熟料、粉煤灰及矿渣等对CFG桩体材料构成的影响，指出水泥掺量控制在30％左右较为适宜，粉煤灰掺量的最佳范围是20％"--30％左右。汪小平、卜明慧(2006)∞61进行CFG桩复合地基室内模拟试验，研究不同桩长和褥垫层厚度下桩土分担荷载的规律，指出桩土应力比与桩长有关系，当外加荷载一定时，桩长增加，桩承担的荷载增加，桩土应力比增加；为充分发挥桩的作用，合理的褥垫层厚度应为20一--30cm。方磊、谢永利(2005)口7’矧通过室内模型试验，利用PVC管件模拟桩体，对柔性基础下复合地基的桩间土应力、桩体轴向应力、桩顶应力进行了测试，研究不同工况下的变化规律，结果表明桩体轴向力在基础以下两倍桩径深度以内基本相等，从两倍桩径深度以下到有效桩长处，桩体应力随深度的增加 西南交通大学硕士研究生学位论文第9页而减小；桩土应力比随着桩底持力层强度的提高而增大，随着上部荷载的增加而逐渐趋于稳定。1．3．2现场试验研究现场试验研究主要根据现场载荷试验和现场测试(现场监测和检测)的结果来研究CFG桩复合地基工作机理、承载力特性与变形规律，褥垫层对于调整桩土荷载分担的作用机理和功能，CFG桩复合地基桩土应力分布及荷载传递规律等。闰明礼、吴春林、杨军(1996)口训根据室内模型和现场现场试验，对CFG桩复合地基褥垫层的作用，垂直荷载作用下桩、土荷载的分担，复合地基变形性状进行了系统深入地探讨。阐述了CFG桩复合地基的设计思想，并给出了相应的设计计算方法。唐建中、闰明礼、杨军、吴春林(1991)H们对CFG桩复合地基的工程特性进行研究，指出CFG桩可通过增加桩长或将其打入硬层提高承载力；CFG桩复合地基承载力提高幅度较大，可根据设计要求，通过改变设计参数使承载力有较大的可调性；CFG桩复合地基沉降量较小，沉降稳定快，适用于对变形要求较严的建筑物。闰明礼、张东刚(2006)Ⅲ对己有研究成果进行系统整理归纳，编写专著((CFG桩复合地基技术及工程应用》，根据室内外试验和理论分析，系统阐述了CFG桩复地基的承载和变形特性、CFG桩复合地基承载力和变形计算方法、CFG桩施工艺和施工中常见的一些问题，并给出了大量的工程实例。张东刚(1992)H¨通过对现场试验和模型试验的CFG桩复合地基P～S曲线的分析，比例界限荷载将P'--'S曲线划分为线性变形阶段和非线性变形阶段，提出了载荷验CFG桩复合地基承载力取值方法和计算公式，可用于复合地基设计。闰明礼、杨军、吴春林等(1996)H21指出在CFG桩复合地基成套技术中，褥垫层技是一个核心技术，复合地基的许多特性都与褥垫层有关。通过理论分析并结合程实践对CFG桩复合地基褥垫层的作用、合理厚度及施工等进行了系统深入分析研究，取得了重要的研究结论，对指导工程设计和施工具有重要意义。杨军、闰明礼等(1991)H31指出在复合地基中为使桩与桩间土共同工作， 西南交通大学硕士研究生学位论文第10页则必须调桩土间的相对变形，因此应在复合地基表面，基础与桩、桩间土之间设置褥垫通过褥势层调整桩土间的相对变形，从而使桩土共同工作。结合工程实例通过理论分析和有限元数值计算研究褥垫层对协调桩土变形的作用，并提出褥垫层的计算参数。吴春林、闫明礼、杨军(1993)H41深入分析天然地基、CFG桩单桩及复合地基载荷验结果，结合现场实测数据研究竖向荷载下CFG桩复合地基的受力特性，从而提出了CFG桩复合地基承载力计算的简易公式，工程实测表明简易计算公式是可行的。、娄国充、田瑞忠、满洪高(1999)H51结合实际地基处理工程，通过现场试验对CFG复合地基的加固机理和在荷载作用下桩、土的受力特性进行研究分析，提出了CFG桩复合地基承载力计算公式，经工程实测验证，计算值与实测值比较接近，可供设计计算参考。娄国充、卜建清、王树栋(2001)H印结合实际工程，对地基的承载力和桩土应力比进行现场测试分析，研究CFG桩复合地基的加固机理和承载特性。指出CFG桩复合地基承载力的提高，主要是置于深厚软弱土层中的CFG桩的置换、排水、挤密和垂直加筋作用的结果；CFC桩桩体材料对桩周土具有改良作用；CFG桩复合地基在承载机理和桩、土荷载分担特征上，既不同于一般碎石桩复合地基，又不同于普通混凝土桩基，在承载机理上，部分具有一般碎石桩复合地基的特征，而在桩、土荷载分担方面，更接近于普通混凝土桩基的特性。，化建新、董长和等(1998)n73利用载荷试验对比研究不同褥垫层材料(中粗砂、砾砂和碎石)CFG桩桩土应力比，通过对褥垫层性质和厚度分析建议采用10一-20cm厚碎石垫层。杨素春(2004)H刚通过CFG单桩和三桩复合地基现场试验，对CFG桩桩土应力比及褥垫层厚度进行研究。三桩试验的褥垫层厚度为20cm，试验加载为设计荷载的2倍，加载至设计荷载时桩间土压力为230kPa，大于原状土承载力160kPa，桩土应力比为14．3，远远小于设计值，说明20cm厚的褥垫层使桩间土的承载力发挥过大。CFG桩的反向刺入使天然土的承载力得以发挥，合理厚度的褥垫层应使桩土应力比接近计算值。试验研究表明：褥垫层5cm厚时的变形明显小于20am厚时，加载至1．5倍设计荷载时桩头均未破坏，桩体的反向刺入均大于5am，说明5am厚的褥垫层已足以使桩间土发挥作用， 西南交通大学硕士研究生学位论文第11页且有利于控制沉降。张尚东、娄国充等(2000)H叩结合实际工程，通过现场试验对CFG桩复合地基的加固机理和在荷载作用下桩、土的受力特性进行研究分析，提出CFG桩复合地基承载力计算公式，验证表明计算值与实测值较为接近。．易发成、李少和等(2006)随叩对CFG桩复合地基负摩阻力的产生及其影响因素进行分析和探讨，探讨确定中性点位置的原理。肖矜、张琳(2006)啼11、曾瑞生(2006)畸21通过室外模拟试验研究CFG桩不同桩长和桩径下上部荷载与桩最终沉降、桩端承力和桩侧摩阻力的关系。曾瑞生通过有限元数值计算CFG桩复合地基变形性状，分析褥垫层厚度、桩身刚度对复合地基承载力的影响规律。陈东佐、梁仁旺(2002)哺引结合某工程对CFG桩复合地基的设计方法进行简要阐述；采用有限元ANSYS程序对CFG桩复合地基的应力传递特性进行分析；对CFG桩体的强度和弹性模量进行了测试，对CFG桩及复合地基进行静载荷试验，对桩间土进行标准贯入试验。试验和分析结果表明：CFG桩能够把荷载传递到深层土上；CFG桩复合地基与天然地基的变形比随面积置换率m的增大而减小，且当m小于10％时，效果显著：经CFG桩处理后的复合地基的承载力高达天然地基承载力的2．5倍以上，打桩过程的振动作用和挤密作用可以消除或降低桩间土的液化。徐毅、洪宝宁等(2006)晦钔通过对CFG桩复合地基桩、土应力和表面沉降的现场观测，研究了路堤荷载下CFG桩复合地基桩顶、桩间土的应力和沉降变化规律，根据实测数据分析了褥垫层厚度、桩间距及桩体强度等设计参数的合理性。罗火生、丘雨均、洪宝宁(2002)阳副根据高速公路软基处理特点，从CFG桩特点、施工控制、现场实验等几方面，阐述CFG桩在广东新台高速公路某软基路段加宽处理中的应用，现场测试表明CFG桩加固后形成的复合地基可获得较高的承载力，同时由于压缩模量增大而显著降低了荷载作用下的变形，使沉降在短期内趋向稳定，研究结果为类似工程问题提供了一些可借鉴资料。吉同元、邹允样、刘松玉(2006)隋朝通过某高速公路现场CFG桩施工所观测的桩周超静孔压数据的分析和整理，系统研究了单桩施工产生的超静孔压的发生发展过程，分析了超静孔压在桩周径向及深度上的分布，探讨了超静孔压的消散规律，以期为优化这类桩的施工以及合理桩间距的确定提供现 西南交通大学硕士研究生学位论文第12页场实删资料。结合现场现场静力触探资料，探讨了施工结束后随着超静孔压的消散，桩间饱和软土的强度随时间的恢复，试验结果认为：非排土施工工艺对桩间饱和软土的扰动非常大，桩间土强度恢复非常缓慢。1．3．3理论分析与数值计算研究考虑桩土相互作用和桩土荷载分担比例，设定不同的桩土位移模式对CFG桩复合地基进行受力分析，建立受力与沉降变形计算方法，研究CFG桩复合地基的沉降变形规律等。采用自编或改编的有限元程序、各类有限元商用计算软件(如ABAQUS、ANASYS、ALGOR、MARC、3D-or等)，研究CFG桩复合地基的工作机理、承载力特性、变形规律以及荷载传递规律等，为工程设计提供指导。何结兵(2004)¨踟根据太沙基基本理论，详细地讨论了CFG桩复合地基褥垫层作用机理，并推导出CFG桩复合地基最佳桩间距、合理褥垫层厚度、桩土应力比、实际置换率的解析表达式，计算结果与工程实例对比表明了该解答的可行性。郑东明、邓安福等(1999)随即对CFG桩单桩带台复合地基褥垫层效应进行有限元数值分析，承台和CFG桩体视为线弹性体，符合广义虎克定律，土体视为非线性弹性体，采用Duncan一张模型，褥垫层采用Drucker—Prager理想弹塑性模型，结果表明褥垫层可减少承台底面应力集中，调整桩土荷载分担比以保证桩土共同作用。李炜、周晖(2006)∞钾运用有限元对CFG桩复合地基垫层作用机理进行分析，探讨了垫层厚度和模量对桩土应力比和承载力的影响规律。董必昌、郑俊杰(2002)№们从CFG桩复合地基沉降变形模式出发，推导出一种考虑桩一土一垫层相互作用的沉降计算方法以及能综合考虑面积置换率、等沉面位置等因素的桩、土应力比公式，并讨论了相关参数取值问题。董必昌、王靖涛、易宙子(2005)№门在CFG桩沉降计算公式的基础上，通过选取适当的参数，对某工程实例进行了沉降计算，并进一步对其进行了数值仿真。利用在桩与周围介质之间设置接触面单元来处理桩的刺入变形，得到的模拟值与计算值较为一致。结果证实了该沉降计算公式的可行性。詹云刚(2005)阳2』33分析了路堤荷载下CFG桩复合地基的变形机理，假定位移模式考虑桩土共同作用，推导得出加固区桩间土压缩量的解析计算公 西南交通大学硕士研究生学位论文第13页式，并用有限元方法研究不同工况下CFG复合地基变形和荷载传递规律。强小俊、陈合爱、江辉煌(2006)№钔阐述了CFG桩复合地基的变形模式和桩的侧阻分布特征，推导了下卧层为文克勒地基及桩一土的相互作用下CFG桩复合地基的沉降和桩土应力比的计算公式，讨论了桩土应力比随桩长、桩间距和桩间土模量等因素变化的规律。结果表明，在竖向荷载作用下，桩土应力比随桩长的增大而增大，随桩间土的土体模量和桩间距的增大而减少，实例验证了推导公式的合理性。王瑞芳、雷学文(2003)哺朝采用ANSYS程序对CFG桩复合地基单桩桩体荷载传递规律、变形特性及影响因素(褥垫层厚度与模量、桩长、桩土模量比和置换率等)进行研究。何结兵、洪宝宁(2004)哺61详细讨论CFG桩复合地基承载与变形特性，利用ANSYS程序考虑不同的荷载水平、桩长、置换率、桩土模量比等因素，对桩土应力比的影响和桩土荷载分担规律进行分析研究。娄国充、冯涛(2000)阳73利用有限元对CFG桩复合地基的承载形状以及桩长、置换率、褥垫层厚度的影响规律进行计算分析。佟建兴(2000)旧1开发出基于FORTUAN90的复合地基沉降计算和应力分析系统FHDJ-FEM，在桩土竖向变形协调一致的基础上，采用复合本构有限元法研究CFG桩复合地基的沉降变形规律。王国艳(2001)阳引、王成锡(2002)m3利用3D-o"三维有限元程序结合工程实例对CFG桩复合地基沉降变形规律及其影响因素进行研究和探讨。潘星(2005)口¨阐述了CFG桩复合地基加固机理和沉降模式，详细讨论了沉降计算方法，包括计算厚度、影响因素、压缩模量选取及附加应力计算等。万林海、郭平业等(2006)口21应用有限差分程序(FLAD3。)对影响CFG桩沉降的各种因素(褥垫层、荷载、桩长、桩土模量比、置换率、桩周土和桩端土模量比以及群桩等)进行系统分析，提出减少复合地基沉降的方法和措施，用以指导优化设计。张建伟、戴自航(2005)m1通过有限元数值模拟分析，得到了桩土沉降与荷载之间的关系，获得了褥垫层厚度及其压缩模量对桩土应力比、桩土沉降等的影响规律。该研究为复合地基褥垫层厚度的设置及选择和配制合理的垫层材料提供了依据，有利于复合地基的优化设计。 西南交通大学硕士研究生学位论文第14页1．3．4存在的问题通过对己有的关于CFG桩复合地基的研究文献进行综合分析，可以得出如下认识：1)CFG桩复合地基较为广泛地应用于民用住宅建筑基础处理，在公路和铁路的软基处理方面，则缺乏较为系统深入的研究。2)CFG桩复合地基处理建筑工程地基的基本结构形式为：刚性基础+褥垫层+桩体，而应用于公路和铁路软基处理的基本结构形式为：柔性基础(路堤)+褥垫层+桩体。由于应用领域不同，结构形式便存在一定的差异(主要表现在上部基础的刚柔性和形状)，上部荷载作用下CFG桩复合地基表现出来的变形规律、承载力特性、桩土荷载分担规律、荷载传递规律等也将不同，这些都是CFG桩复合地基处理公路软基存在的关键性的、普遍性的技术问题。系统深入地研究此类问题对于在高等级公路软基处理中深入推广应用CFG桩复合地基技术，科学指导CFG桩复合地基在高速铁路和高等级公路软基处理中的工程设计和施工管理，具有重要的理论意义和实用价值。3)CFG桩复合地基的室内模拟试验研究很少，特别是在室内模拟试验中对成桩过程的模拟、成桩效应的分析以及不同桩长、桩间距下CFG桩复合地基变形、承载力特性、桩土应力分布和桩身荷载传递规律等更是缺乏深入研究。4)CFG桩振动沉管工艺成熟，造价较低，应用广泛，但关于饱和软粘土地基中CFG桩振动沉管施工引起的成桩效应的现场实测资料很少。有关研究文献己指出桩体混合料凝固前桩体具备良好的排水通道，但对桩体混合料初凝期内桩间土的固结规律以及对成桩挤土效应的影响缺乏理论研究和现场试验。5)己有的研究对CFG桩复合地基的桩土应力分担规律、变形和承载力特性、桩身荷载传递规律等有一定的研究，但针对路堤荷载作用的研究不多，且不够系统和深入。6)对于高等级铁路和公路而言，控制工后沉降对于确保路面质量和避免桥头跳车现象十分重要，建立科学合理实用的以控制工后沉降为目的的地基处理设计计算方法具有重要意义。控制工后沉降的设计计算主要包括地基固结度计算和地基工后沉降量的计算。目前关于路堤荷载作用下CFG桩复合地 西南交通大学硕士研究生学位论文第15页基的固结性状和工后沉降的设计计算方法的研究较少，因于以后的实际工作中加强此方面的研究。1．4本文的主要工作针对当前柔性荷载作用下复合地基承载特性及沉降特性方面的研究在国内外研究成果并不多见的现状，本论文则主要对路堤荷载作用下CFG桩复合地基工程特性方面进行了相关研究，主要所做工作如下：1)收集国内外关于柔性基础复合地基和CFG桩复合地基的研究资料，了解了研究现状和发展方向，从室内试验研究、现场试验研究及理论分析与数值计算研究三方面进行了总结，并提出了存在的问题。2)结合某新建时速200km／h客货共线铁路的CFG桩复合地基施工，埋设各种量测仪器和传感器对CFG桩复合地基基础的承载特性和变形特性进行测试，利用测试数据对现场CFG桩复合地基实际处理情况的深层侧向变形、沉降变形、桩身应变沿深度分布、孔隙水压在施工期间的变化规律、桩土应力比及桩间土的发挥系数等方面进行了分析。3)针对中国客运专线在软土和松软土地基处理中大规模采用高强度桩复合地基技术的应用情况，利用西南交通大学的土工离心试验设备进行路堤荷载作用下高强度桩复合地基离心模型试验，根据试验得到的数据分析了CFG桩复合地基在路堤荷载作用下的变形特性和受力特征。通过比较分析两种桩间距情况下复合地基的处理效果，得出结论：当高强度桩复合地基的下卧层为较硬持力层时，宜设置3倍桩径的桩间距；另外，如果既要把桩间距变大，又要使复合地基稳定地发挥其承载力，于桩顶加设桩帽是一个很好的选择，这也应该是今后复合地基研究工作中的一个重点课题。4)对复合地基沉降计算分析的现有成果进行了归纳分析，并对Mindlin解与Bousinesq解联合法计算复合地基沉降的计算方法进行了初步的讨论分析。 西南交通大学硕士研究生学位论文第16页第2章CFG桩复合地基CFG桩复合地基成套技术是中国建筑科学研究院地基所20世纪80年代末开发的一项新的地基加固技术。1992年由建设部组织鉴定，专家～致认为该成果具有国际先进水平，推广意义很大。该技术于1994年被列为建设部全国重点推广项目，被国家科委列为国家级工法，并制定了中国建筑科学研究院企业标准，现已列入国家行业标准《建筑地基处理技术规范》，该规范目前正在编制过程中。CFG桩施工最初选用振动沉管打桩机，是基于振动沉管打桩机在我国拥有量很大。但是该工艺的不足在于存在振动和噪音，遇厚砂层和硬土层难以穿透。为完善CFG桩的施工技术，1997年国家投资立项研制开发长螺旋钻机和成套的施工工艺，并列入“九五”全国重点攻关项目，于1999年12月通过国家验收。随着CFG桩复合地基在全国范围内推广及应用，特别是近几年的发展，CFG桩复合地基技术在我国的基本建设中起了非常重要的作用，从建筑到道路、煤矿均得到普遍应用。特别是近几年，该技术在北方地区的高层建筑地基处理中得到应用，据不完全统计，已有300余栋高层建筑地基处理采用了CFG桩加固技术。通过十余年的科研和工程实践，CFG桩复合地基技术从最初应用于多层建筑发展到广泛应用于高层和超高层建筑地基处理，并成为某些地区应用最普遍的地基处理方法之一，近年也开始应用于高速铁路地基处理⋯。2．1CFG桩加固机理地基加固中，由于加固体的材料不同，其加固机理和处理效果也不同。CFG桩复合地基由CFG桩、桩间土及褥垫层构成，其构造上的特殊性，使其与其它类型的复合地基有着不同的原理和设计方法。褥垫层的作用是保证桩与桩间土共同承担基础传来的荷载；调整桩与桩间土之间竖向及水平荷载的分担比例：减少基础底面的应力集中，防止桩顶刺入；调整桩土水平荷载的分配。桩间土的作用一是分担一部分竖向及水平荷载，其次对桩体有一定的 西南交通大学硕士研究生学位论文第17页约束，使桩体充分发挥其性能。CFG桩复合地基既能承受竖向荷载，也6月匕k．1／,Ⅸ13好地克服水平荷载，其承载能力提高幅度大、变形模量高，并且可通过改变桩径、桩长、桩距、桩体配比、垫层厚度等设计参数，使复合地基承载力具有较大的可调性，且建筑物沉降小，是处理软弱地基较优的方案。2．1．1加筋垫层技术加筋垫层技术是CFG桩复合地基的一个核心技术，复合地基的许多特性都与加筋垫层有关。此外，本文所说的加筋垫层不是基础施工经常做的10cm厚的素混凝土垫层，而是由粒状材料组成的散体垫层。加筋垫层技术是刚性桩复合地基的一个核心技术，复合地基加筋垫层是由粒状材料组成的散体垫层，复合地基的许多承载特性都与加筋垫层有关n引。一1．加筋垫层的作用(1)保证桩与土共同承担荷载若基础下面不设置加筋垫层，基础直接与桩和桩间土接触，在垂直荷载作用下承担特性和桩基差不多。在给定荷载作用下，桩承受较多的荷载，随着时间的增加，桩发生一定的沉降，荷载逐渐向土体转移。其时程曲线的特点是：土承担的荷载随着时间增加逐渐增加；桩承担的荷载随时间增加逐渐减小。如果桩端落在坚硬土层或岩石上，桩的沉降很小，桩上的荷载向土上转移数量很小，桩间土承载力很少发挥。在基础下设置一定厚度的加筋垫层，情况就不同了，即使桩端落在好的土层上，也能保证一部分荷载通过加筋垫层作用在桩间土上，借助加筋垫层的调整作用，使给定荷载作用下桩、土受力时程曲线均为常值。(2)调整桩土荷载分担比复合地基桩土荷载分担，可用桩土应力比n表示，桩、土荷载分担与加筋垫层厚度有着密切关系。当加筋挚层厚度△H—O时，桩土应力比很大，在软土中，当桩土应力比n可以超过100n1，桩分担的荷载相当的大，桩间土承载力几乎没有发挥。当当加筋垫层厚度△H很大时，桩土应力比接近1Ⅲ，此时桩承担的荷载很小，桩间土极容易发生破坏。(3)减小基础底面的集中应力 西南交通大学硕士研究生学位论文第18页当不设置加筋垫层或加筋垫层厚度较薄时，桩对基础的应力集中很显著，和桩基础一样，需要考虑桩对基础的冲切破坏，因此对基础的结构有一定的要求。当加筋垫层厚度大到一定程度后，基底反力即为天然地基的反力分布，已不存在基础底面的应力集中，无需考虑桩体对基础的冲切破坏作用。(4)调整桩土水平荷载的分担刚性桩复合地基不设置加筋垫层时，水平荷载主要由桩来承担。随着加筋垫层的设置和增厚，桩顶承担的水平荷载逐渐减小。当加筋垫层厚度大到一定程度的时候，水平荷载主要由桩间土来承担，这样桩体发生水平折断的可能性就很小，桩在复合地基中失去工作能力的机会就很小2．加筋垫层的合理厚度若加筋垫层的厚度过小，桩对基础将产生显著的应力集中，桩间土承载能力也不能充分发挥，要达到设计要求的承载力，必然要增加桩的数量或长度，造成经济效益上的损失，唯一的好处就是减小了建筑物的沉降量。若加筋垫层的厚度过大，桩对基础产生的应力集中很小，也能够充分发挥桩间土的承载能力。但是，此时桩承担的荷载太少，实际上复合地基中桩的设置就失去意义了。这样设计的复合地基承载力不会比天然地基有多大的提高。结合大量工程实践的总结⋯，综合考虑到技术上的可靠和经济上的合理，加筋垫层的厚度取0．45,～0．50倍桩径为宜。2．1．2CFG桩复合地基效应CFG桩复合地基介于柔性和刚性复合地基之间，其加固机理以置换作用为主，其挤密作用与施工工艺有关，并随地基土的塑性指数减少而递增。CFG桩复合地基效应主要表现在以下三个方面：1．置换作用张尚东(2001)雎门等认为：CFG桩复合地基就桩体和桩间土的材料特性而言，原天然土的泊松比较CFG桩大，而桩体的强度和弹性模量远远大于桩间土，CFG桩承担的荷载远大于桩间土，可见土被CFG桩置换是复合地基承载力得到提高的主要原因之一。闰明礼，张东刚(2006)“11与牛志荣(2000)雎23等认为：复合地基置换作用的大小，主要取决于桩体材料的组成，高粘结强 西南交通大学硕士研究生学位论文第19页度桩置换作用较大，加大桩长可使复合地基置换作明显提高。当桩体强度大于某一数值时，提高桩体标号对复合地基承载力没有影响，一般取桩顶应力的3倍即可。2．排水作用闰明礼，张东刚(2006)⋯认为：CFG桩桩体材料的渗透性与混合料中粉煤灰和水泥的用量有关，经实验测试，CFG桩桩体的渗透系数一般在10～～10叫cm／s范围内，而桩间自然土层的渗透系数一般在10一～10～cm／s，远比桩体的渗透性小，所以桩体具有良好的透水性，桩体的排水作用，有利于孔隙水压力消散，有效应力力增长，CFG桩复合地基在成桩初期，桩体实际上己构成了固结排水通道，加速了桩周土的固结过程，桩体的排水作用较为明显。3．挤密作用文献[1，21，23"--25]经过对CFG桩复合地基加固前后桩间土的物理力学性质的试验分析表明，桩间土的物理力学性质得到了较大提高，一般含水量降低14％～19％，天然容重增加1．03％～2．2％，孔隙比降低13％以上，压缩系数减小11％～2％，而静力触探贯入阻力提高30％以上。同时发现，在加固范围内，CFG桩对粘性土或粉土的工程性质改善较明显，而对砂类土基本没有改变，但振密效果比较显著。2．2CFG桩复合地基荷载传递特性复合地基由于发挥了桩间土的承载力能力，在桩侧产生一个较大的竖向增量，使得复合地基中桩的承载特性与自由单桩不同。对于桩、土荷载分担，文献[1，22，26]表明：CFG桩复合地基，随着荷载的增加，桩承担的荷载占总荷载的百分比逐渐增加，土承担的荷载占总荷载的百分比逐渐减小。荷载较小时，土承担的荷载大于桩承担的荷载，随着荷载的增加，桩间土承担的荷载占总荷载的百分比逐渐减少，桩承担的荷载占总荷载的百分比逐渐增大。文献[27]通过对桩式复合地基的理论分析，认为在荷载一定，其它条件相同时，桩承担的荷载随桩长、桩截面面积增加而增大，随桩距减小而增大；土的强度越低，加筋垫层越薄，桩承担的荷载越大。文献[21，23，28，29]通过CFG桩复合地基桩土应力比试验研究，得到桩土应力比与试验点的荷载关系为先增后减，而桩间土分担荷载百分比则正好相反。文献[30]根据有、无边载情况下CFG桩复合地基竖向静载试验结果，研究分 西南交通大学硕士研究生学位论文第20页析认为边载的作用主要是提高桩间土的承载力，而对桩的承载力影响不大，在同一荷载水平下，有边载条件下桩的荷载分担比低于无边载情况，在同一桩顶荷载水平下有边载情况的总荷载水平要大于无边载情况。对于桩传递轴向力的特征，文献[1，22，26]表明：桩基中桩与承台刚性连接，在正常情况下，受垂直荷载后桩顶的沉降、桩间土表面的沉降以及承台的沉降都相等。桩项以下桩各部位的位移都大于相应部位土的位移，桩侧土体对桩产生与桩位移方向相反的侧阻力，即正摩擦力，桩的最大轴力发生在桩的顶部。文献[1，22]研究表明：CFG桩复合地基在任一荷载下桩顶的沉降、桩间土表面的沉降以及基础的沉降均不相同，在某一深度Z。范围内，土的位移大于桩的位移，对桩产生的摩擦力方向是与桩沉降方向一致的，即所谓的负摩擦力。Z。处桩的位移和土的位移相等，该断面所处位置为中性点。当Z>Z。时，桩的位移大于土的位移，土对桩产生的是正摩阻力。在中性点以上，桩的轴向应力随着深度的增加而增大，中性点以下桩的轴向应力随着深度的增加而减小，桩的最大轴向应力就在中性点处。文献[31]通过有限元计算分析也得到类似的规律，中性点位于桩顶下0．5～1．2m之间，随着加筋垫层厚度增加，桩身轴力相应降低。由于加筋垫层的设置，无论桩端落在软土层还是硬土层上，从加荷一开始桩就存在一个负摩擦区。CFG桩复合地基土对桩的负摩擦作用，并非有害，它对提高桩间土的承载力、减少复合土层的变形起着有益的作用。2．3CFG桩复合地基变形特性在各类实用计算方法中，通常把复合地基沉降量分为两部分——复合地基加固区压缩量和下卧层压缩量。若复合地基置有垫层，通常认为垫层压缩量很小，可以忽略不计。但是在铁道工程的地基变形计算中，垫层的厚度相对较大，其压缩量应该考虑到。于是，复合地基基础总沉降S由三部分组成，其一为桩长范围土层的压缩量S。，其二为下卧层的压缩量S：，其三为加筋垫层的压缩S。，即S=S。+S：+S。。复合地基的桩长、加筋垫层的厚度和弹性模量、基础的宽度、下卧层土体性质、桩侧阻力的分布等因素对地基总沉降都有较大的影响。文献[1，22，32]研究表明：在同一荷载水平下，桩越长、加筋垫层越薄、下卧层越硬、上刺入量及下刺入量越小，桩间土荷载分担比越高，桩间土的 西南交通大学硕士研究生学位论文第21页压缩变形越大。同一桩长在不同的荷载作用下，加固区的压缩变形和下卧层的压缩变形占总压缩变形的百分比基本不变、基础宽度越大，沉降变形越小。复合地基的沉降曲线与天然地基的沉降曲线相比较，复合地基沉降曲线浅部比较平缓，但由于复合地基中桩将一部分荷载传递到深层，深部沉降相对于天然地基沉降大。荷载相同时，复合地基中桩的变形比自由单桩的变形大，群桩复合地基沉降曲线呈加工硬化型，有边载的情况下，荷载板下部沉降小于无边载情况，荷载板以外则相反，同一深度的变形趋于均匀化。2．4CFG桩施工工艺与技术CFG桩的施工工艺主要有两种⋯，一是振动沉管工艺，是CFG桩复合地基技术开发成功并应用于工程实践后首先采用的施工工艺，由于当时的振动沉管打桩机在我国拥有量最多，分布的地区也最广，所以该工艺在20世纪80年代至90年代初应用广泛。另一种是长螺旋钻管内泵压工艺，于20世纪90年代中期首先在北京的工程建设中开始应用，并迅速在全国推广。实际工程中还可根据土质与设备等具体情况进行工艺组合。确定成桩方法要综合考虑场地软土性质、设计承载力、变形控制以及拟建场地周围环境等情况。2．4．1振动沉管施工工艺与技术如果施工地段的土层分布和软土特性，设计桩长范围内没有阻碍钻进的坚硬土层；施工区域比较空旷，平坦，便于施工机具的活动搬移；区域中心距离两边村庄较远，附近无工厂、学校及机关行政建筑，也不存在重要管线及精密设备，施工振动及噪音对周围环境的影响很小，则可以采用振动沉管法施工。如果再考虑到对于饱和软土，特别是塑性指数较高的软土，振动将引起土体孔隙水压力的上升，土的强度降低，振动历时越长，对土和已打桩的不利影响越严重，则施工时采取静压振拔技术以减少不利影响。1．振动沉管施工工艺桩体材料及配合比(1)桩体材料CFG桩是将水泥、粉煤灰、碎石和砂加水拌和形成的混合料灌注而成，它们各自的成分含量对混合料的强度、和易性都有很大的影响。碎石为CFG 西南交通大学硕士研究生学位论文第22页桩的骨干材料，系粗骨料，其粒径约为10'---30rnm，粗骨料碎石之间多为点接触，接触比表面积小，联结强度一旦达到极限，桩体就会破坏，掺入纯净的中粗砂用来填充碎石间的空隙，使其级配良好，增大比表面积，提高桩体的抗剪、抗压强度。粉煤灰是燃煤发电厂排出的一种工业废料，主要成份为三氧化二铝、二氧化硅，粉煤灰本身不具有水硬性，但与水泥加水拌合后，水泥熟料中的矿物成份硅酸三钙、硅酸二钙、铝酸三钙以及铁铝酸四钙与水作用生成水化硅酸钙、水化铝酸钙和氢氧化钙等水化物。随后其中的氢氧化钙再与粉煤灰中大量的具有活性的三氧化二铝、二氧化硅作用生成水化硅酸钙、水化铝酸钙等水化物，即“二次反应"，于是在碱性激发剂作用下，粉煤灰产生强度，相当于低标号水泥。一般粉煤灰越细，水化及接触面增加，越容易发挥其活性。同时，粉煤灰中含有大量的玻璃微珠，在硷搅拌、振捣过程中能起润滑作用，可增强硅的和易性。(2)配合比振动沉管CFG桩与素混凝土桩的不同就在于桩体配比更追求经济效益。但由于各地材料性质(如石屑粒径的大小和形状，粉煤灰的化学成份各异等)有所不同，CFG桩混合料配合比难以采用一个统一的精度很高的计算方法确定¨1，一般进行室内配比试验确定。首先根据不同石屑掺量对坍落度影响结果，来确定最佳石屑率，再根据不同水泥、粉煤灰掺量的配比试验，得出混合料的抗压强度与水灰比曲线。当水泥掺量一定，粉煤灰／水泥之比减小，水灰比也相应减小。2．振动沉管施工工艺CFG桩施工工序(1)桩机进入现场，根据设计桩长、沉管入土深度确定机架高度和沉管长度，并进行设备组装；(2)桩机就位，调整沉管与地面垂直，确保垂直偏差不大于1％；(3)启动马达，沉管到预定标高，停机；(4)沉管过程中做好记录，每沉1m记录电流表上的电源一次，并对土层变化处予以说明；(5)停机后立即向管内投料，直到混合料与进料口齐平。混合料按设计配比经搅拌机加水绊和，绊和时间不得少于lmin，如粉煤灰用量较多，搅拌时间还要适当延长。加水量按坍落度3～5cm控制，成桩后浮浆厚度以不超过20am 西南交通大学硕士研究生学位论文第23页为宜；(6)启动马达，留振5～10分钟，开始拔管，拔管速率一般为1．2"-'1．5m／min(拔管速率为线速度，不是平均速度)，如遇淤泥或淤泥质土，拔管速率还应放慢。拔管过程中不允许反插。如上料不足，须在拔管过程中空中投料，以保证成桩后桩顶标高达到设计要求；(7)沉管拔出地面，确认成桩符合设计要求，用粒状材料或或湿粘土封项。然后移机进行下一根桩的施工；(8)施工过程中，抽样做混合料试块，一般一个台班做一组(3块)，试块尺寸为15cmX15cm×15am，并测定28天抗压强度。3．振动沉管工艺特点分析振动沉管工艺属非排土成桩工艺，主要适用于粘性土、粉土、淤泥质土、人工填土及松散砂土等，具有施工操作简便、费用较低等特点。存在的主要问题为：①应用于饱和软粘土地基时由于成桩过程中的振动和挤压作用，地基土内部易产生较大的超静孔压，导致深层成桩效果差，施工质量受到影响；②振动沉管过程中的挤土效应明显，易对己施工的相邻桩产生过大的振动挤压从而导致桩体被挤斜、震裂或挤断、震断；③对于高灵敏度土地基易导致桩间土强度降低；④难以穿透较厚的硬土层如砂层、卵石层。2．4．2长螺旋钻管内泵压施工工艺与技术长螺旋管钻孔管内泵压CF6桩施工工艺是由长螺旋钻机、混凝土泵和强制式混凝土搅拌机组成的完整的施工体系，其中长螺旋钻机是该工艺设备的核心部分。长螺旋管钻孔管内泵压CFG桩桩体混合料由水泥、卵石(或碎石)、砂、Ⅲ级及Ⅲ级以上粉煤灰(必要时加适量泵送剂)，加水在搅拌机中强制搅拌而成。1．长螺旋钻管内泵压施工工艺桩体材料性状CFG桩原材料包括砂、石、水泥、粉煤灰和外加剂，可是据需要采用商品混凝土或现场搅拌。当采用现场搅拌时，在进场前需确定原材料的种类、品质，并将原材料送至实验室进行化验和做混合料配合比试验。(1)水泥品种水泥应当具有良好的保水性能，使混合料在泵送过程中不易泌水。长螺 西南交通大学硕士研究生学位论文第24页旋管内泵压CFG桩混合料，对于普通硅酸盐水泥或矿渣水泥，只要水泥材质合格，由于掺入了粉煤灰，使得混合料的和易性增强，流动性加大，采用较低的坍落度，可满足泵送要求。实际工程中，CFG桩施工速度很快，一般基础面积1000m2的单体建筑地基处理，CFG桩施工在10～15天左右。CFG桩施工结束后由检测部门做静载检验，为不影响整个施工工期，宜选用早期强度增长快的普通硅酸盐水泥。(2)粗骨料长螺旋钻管内泵压CFG桩粗骨料可采用卵石、碎石或卵石与碎石混合的骨料。就混合料的可泵性而言，卵石最好，卵石与碎石混合料次之，碎石较差。结合工程经验Ⅲ，建议混合料粗骨料采用卵石时，最大粒径为25mm；采用碎石时，最大粒径为20mm。(3)粉煤灰CFG桩混合料中掺入粉煤灰，除了本身火山灰活性作用外，可减少混合料的泌水，增加混合料的和易性，改善混合料的可泵性。长螺旋钻管内泵压CFG桩混合料所用的粉煤灰与振动沉管CFG桩所用的粉煤灰不同。前者粉煤灰的细度(0．045mm方孔筛筛余百分比)不大于45％，即应选用III级及III级以上等级的粉煤灰；后者则是电厂收集的粗灰。(4)泵送剂能改善混凝土拌和物泵送性能的外加剂叫泵送剂。泵送剂是用于勉强可泵的混凝土，而不是用于易泵送的一种外加剂。对于CFG桩混合料，当泵送性能满足施工要求时，可不掺泵送剂。应该指出的是，具有良好泵送性能的CFG桩混合料可不加泵送剂。当水泥掺量相对较低和气温高的季节施工时，需要时可在配合比中加适量泵送剂，但要严格控制掺入量。(5)混合料坍落度泵送CFG桩混合料坍落度，既要满足试块强度要求，又要满足可泵性的要求。工程实践表明[1]，混合料坍落度过大，可能造成混合料离析，施工时常发生堵管；坍落度太小，会导致泵送压力过大或不能正常泵送。综合各种因素，CFG桩混合料坍落度最好控制在16--～20cm，且尽量取低值。2．长螺旋钻管内泵压施工工艺CFG桩施工工序(1)钻机就位后，应使钻杆垂直对准桩位中心，确保CFG桩垂直度容许偏 西南交通大学硕士研究生学位论文第25页差不大于1％。现场控制采用在钻架上挂垂球的方法测量该孔的垂直度，也可采用钻机自带垂直度调整器控制钻杆垂直度。每根桩施工前现场工程技术人员进行桩位对中及垂直度检查。满足要求后，方可开钻。(2)钻孔开始时，关闭钻头阀门，向下移动钻杆至钻头触地时，启动马达钻进，先慢后快，同时检查钻孔的偏差并及时纠正。在成孔过程中发现钻杆摇晃或难钻时，应放慢进尺，防止桩孔偏斜、位移和钻具损坏。根据钻机塔身上的进尺标记，成孔到达设计标高时，停止钻进。(3)混合料搅拌必须进行集中拌和，按照配合比进行配料，每盘料搅拌时间按照普通混凝土的搅拌时间进行控制。一般控制在90"---120秒，具体搅拌时间根据实验确定，电脑控制和记录。混合料出厂时塌落度可控制在180mm---200mm。(4)钻孔至设计标高后，停止钻进，提拔钻杆20---30cm后开始泵送混合料灌注，每根桩的投料量应不小于设计灌注量。钻杆芯管充满混合料后开始拔管，并保证连续拔管。施工桩项高程宜高出设计高程30～50cm，灌注成桩完成后，桩顶盖土封顶进行养护。在灌注混合料时，对于混合料的灌入量控制采用记录泵压次数的办法，对于同一种型号的输送泵每次输送量基本上是一个固定值，根据泵压次数来计量混合料的投料量。(5)灌注时采用静止提拔钻杆(不能边行走边提拔钻杆)，提管速度控制在2-3m／min，灌注达到控制标高后进行至下一根桩的施工。(6)对于每盘混合料，试验人员都要进行塌落度的监测，合格后方可进行混合料的投料，在成桩过程中抽样作混合料试块，每台班做1组(3块)试块，测定其28天抗压强度。3．长螺旋钻管内泵压工艺特点分析长螺旋钻机和配套的施工工艺虽然完善了CFG桩的施工技术，但是施工。中仍有较多的问题存在，主要表现在以下几点：(1)堵管堵管是长螺旋钻孔、管内泵压混合料灌注成桩工艺常遇到的主要问题之一。它直接影响CFG桩的施工效率，增加工人劳动强度，还会造成材料浪费。特别是故障排除不畅时，使己搅拌的CFG桩混合料失水或结硬，增加了再次堵管的几率，给施工带来很多困难。产生堵管的原因有以下几点：①混合料配合比不合理。当混合料中的细 。西南交通大学硕士研究生学位论文第26页骨料和粉煤狄用量较少时，混合料和易性不好，常发生堵管。因此，要注意混合料的配合比，坍落度应控制在180mm～200mm之间。②混合料搅拌质量有缺陷。在CFG桩施工中，混合料由混凝土泵通过刚性管、高强柔性管、弯头最后到达钻杆芯管内。混合料在管线内借助水和水泥砂浆润滑层与管壁分离后通过管线。坍落度太大的混合料，易产生泌水、离析，泵压作用下，骨料与砂浆分离，摩擦力加剧，导致堵管。坍落度太小，混合料在输送管路内流动性差，也容易造成堵管。③施工操作不当。钻孔进入土层预定标高后，开始泵送混合料，管内空气从排气阀排出，待钻杆内管及输送软、硬管内混合料连续时提钻。若提钻时间较晚，在泵送压力下钻头处的水泥浆液被挤出，容易造成管路堵塞。④冬期施工措施不当。冬期施工时，混合料输送管及弯头均需做防冻保护，防冻措施不力，常常造成输送管或弯头处混合料的冻结，造成堵管。冬季施工时，有时会采用加热水的办法提高混合料的出口温度，但要控制好水的温度，水温最好不要超过60℃，否则会造成混合料的早凝，产生堵管，影响混合料的强度。⑤设备缺陷。弯头曲率半径不合理也能造成堵管。弯头与钻杆不能垂直连接，否则也会造成堵管。混合料输送管要定期清洗，否则管路内有混合料的结硬块，还会造成管路的堵塞。(2)窜孔在饱和粉土、粉细砂层中成桩经常会遇到这种情况，打完X号桩后，在施工相邻的Y桩时，发现未结硬的X号桩的桩顶突然下落，当Y号桩泵入混合料时，X号桩的桩顶开始回升，此种现象称为窜孔。发现窜孔的条件有如下三条：①被加固土层中有松散饱和粉土、粉细砂：②钻杆钻进过程中叶片剪切作用对土体产生扰动；③土体受剪切扰动能量的积累，足以使土体发生液化。由于窜孔对成桩质量的影响，施工中采取的预控措施：①采取隔桩、隔排跳打方法；②设计人员根据工程实际情况，采用桩距较大的设计方案，避免打桩的剪切扰动；⑨减少在窜孔区域的打桩推进排数，减少对已打桩扰动能量的积累：④合理提高钻头钻进速度。(3)桩头空芯施工过程中，排气阀不能正常工作所致。钻机钻孔时，管内充满空气，泵送混合料时，排气阀将空气排出，若排气阀堵塞不能正常将管内空气排出，就会导致桩体存气，形成空芯。为避免桩头空芯，施工中应经常检查排气阀的工作状态，发现堵塞及时清洗。 西南交通大学硕士研究生学位论文第27页(4)桩端不饱满桩端不饱满主要是因为施工中为了方便阀门的打开，先提钻后泵料所致。这种情况可能造成钻头上的土掉入桩孔或地下水浸入桩孔，影响CFG桩的桩端承载力。为杜绝这种情况，施工中前、后台工人应密切配合，保证提钻和泵料的一致性。基于以上问题的存在，在施工过程中，则要加强监测，及时发现问题，以便针对性地采取有效措施，有效控制成桩质量，重点应做好以下几方面的监测：①施工场地标高观测。施工前要测量场地的标高，并注意测点应有足够的数量和代表性。打桩过程中则要随时测量地面是否发生降起。因为断桩常和地表隆起相联系。②已打桩桩顶标高的观测。施工过程中注意已打桩桩顶标高的变化，尤其要注意观测桩距最小部位的桩。因为在打新桩时，量测已打桩桩顶的上升量，可估算桩径缩小的数值，以判断是否产生缩径和窜孔。③对有怀疑桩的处理。对桩顶上升量较大或怀疑发生质量问题的桩应开挖查看，并做出必要的处理。2．5CFG桩复合地基的工程特性1．承载力提高幅度大、可调性强CFG桩桩长可以从几米到20多米，并且可全桩长发挥桩的侧阻力，桩承担的荷载占总荷载的百分比可在40％～75％之间变化，使得复合地基承载力提高幅度大并具有很大的可调性。当地基承载力较高，荷载也不大的情况下，可将桩长设计得短一点，荷载大的时候可以把桩长设计得长一些。特别是天然地基承载力较低而设计要求的承载力较搞高，用柔性桩复合地基一般难以满足设计要求，而CFG桩复合地基则比较容易实现。2．适用范围广对基础形式而言，CFG桩既可以使用于条形基础、独立基础，也可用于筏基和箱形基础。就土性而言，CFG桩，既可用于挤密效果好的土，也可以用于挤密效果差的土，还可用于填土、饱和及非饱和粘性土。当CFG桩用于挤密效果好的土(如砂土、粉土等)时，承载力的提高值既有挤密分量，又有置换分量：当CFG桩用于不可挤密土(如塑性指数高的饱和软粘土)时，承载力的提高只与置换作用有关。 西南交通大学硕士研究生学位论文第28页3．刚性桩的性状明显对于柔性桩，特别是散体桩，如碎石桩、砂石桩，它们主要是通过有限的桩长传递垂直荷载，当桩长大于某一数值后，桩传递荷载的作用已显著减小。但是，CFG桩像刚性桩一样，可全桩长发挥侧阻，桩落在好的土层上时，具有明显的端承作用。·对于上部软下部硬的地质条件，碎石桩将荷载向深层传递非常困难。而CFG桩因为具有刚性桩的性状，向深层土传递荷载是其最重要的工程特性。4．桩体的排水作用CFG桩在饱和粉土和砂土中施工时，由于沉管和拔管的振动，会使土体产生超孔隙水压力。较好透水层上面还有透水层较差的土层时，刚刚施工完的CFG桩将是一个良好的排水通道。孔隙水将沿着桩体向上排出，直到CFG桩体结硬为止。这种排水对减少因孔压消散太慢引起的地面隆起和增加桩间土的密实度大为有利。5．时间效应利用振动沉管机施工，将会对周围土产生扰动，特别是对灵敏度较高的土，会使结构破坏、强度降低。施工结束后，随着恢复期的增长，结构强度会有所恢复。因此，复合地基承载力的提高，既包含了桩间土结构强度的恢复，也包括了桩、土间相互作用的加强。6．桩体强度和承载力的关系当桩体强度大于某一数值时，提高桩体强度对复合地基承载力没有影响。因此复合地基设计时，不必把桩体强度取得很高，一般取桩项应力的3倍即可。7．复合地基变形小复合地基模量大、沉降小是CFG桩符合地基的重要特点之一。对于上部和中间有软弱土层的地基，用CFG桩加固，桩端放在下面好的土层上，可以获得模量很高的复合地基，复合地基以上的结构物的沉降则很小。 西南交通大学硕士研究生学位论文第29页第3章CFG桩复合地基现场测试分析就我国目前的地基勘察现状而言，软土地基土层的工程力学参数测试，大部分仍依赖于原状土样室内物理力学试验成果。由于软土特殊的工程性质，即使采用精心的钻探取样方法，总难免造成对饱和软土原状结构的扰动，特别是对于结构性较强的软土，由于取样扰动带来的误差是不可忽视的。因此，较广泛地采用地基现场测试技术是十分必要的，这也是地基现场测试一直受到高度重视的原因之一，特别是对于取原状土条件较差和土样分布范围较广的工程(如铁路工程、公路工程等)，地基现场测试技术的特点则更加突出。国际上也多采用以地基现场测试技术为主，以少量原状取土孔加室内试验的技术路线为辅，取得了不少的经济、快速、准确的勘察效果旧到。目前各种软土地基处理方法己在铁路工程与公路工程中广泛应用，并取得了显著的技术效果和经济效益。鉴于软土地基地质条件、路堤荷载条件和施工条件的复杂性，一般还难以对各种处理方法进行严密的理论分析，还不能在设计时作精确的计算与设计，往往只能通过施工过程中的检测和施工完成后的质量检测来保证工程质量。因此，为了保证工程质量，需要在现场工程上进行测试，对施工和运用期的效果进行严格的监测。检测施工方案的正确性，做出符合实际的评价并取得可靠的参数。因此施工监测就成为软基路堤施工的重要环节。地基处理现场监测与质量检验测试是地基处理工程中的重要环节‘83J。测试现场为盆地丘陵和中低山区，工程区内广泛分布有深度不等的软土，松软土地基。由于地形控制，在一些路段分布有侧向不均匀的斜坡软弱地基，半填半挖路基，陡坡路堤，路肩挡墙等异型断面路基结构，以及难以避免的高填路堤和深挖路堑问题；为此，结合工程建设和试验研究，开展了新建时速200km／h客货共线山区铁路施工关键技术及工艺标准研究。 西南交通大学硕士研究生学位论文第30页3．1现场情况总述3．1．1现场工程概况试验测试地点路基填高8m，软土地基采用CFG桩进行处理。对于现场地基处理的设计情况，水田地段，疏干地表水后对表层淤泥进行翻挖晾晒；旱地地段，挎除地表种植土及植物根系，然后进行场地整平，加固区场坪顶面做成三角形路拱，中心高0．2m，两侧与地面平，其宽度不小于路堤加护道底宽。碾压密实至K_O．86。图3-1CFG桩平面布置示意图对于现场地基处理的施工情况，根据不同的施工机械，分为冲击成孔CFG桩和振动沉管CFG桩。CFG桩混合料采用水泥，粉煤灰，碎石，石膏等材料，施工前应按《建筑地基处理技术规范》JGJ79—2002进行。采用的具体工程措施为：地基采用直径由为50am振动沉管CFG桩加固，正三角形布置，桩间距为1．3m，具体情况见图3—1。加固深度打穿软土层，到粉质黏土顶面。在CFG桩顶部铺设一层双向50KN／m土工格栅及0．5米厚的砂砾石垫层。3．1．2现场钻子L情况按照现场试验方案钻孔20个，断面选在DIKl95+737．56位置，从线路右侧到左侧依次编号为1#至20#，其中10个是桩间土孔，10个是桩身孔，钻孔显示的具体地质情况可参见表3-1。 西南交通大学硕士研究生学位论文第31页表3-1钻子L地质描述一览表孔号钻孔位置地质情况描述1#右侧坡脚偏右3m土孔，孔深4．Om：0～4．0m为软土，褐灰色桩孔，孔深21．5m：桩长4．1m，在桩头范围30cm桩体2#右侧坡脚形成低强度的混凝士，再向下桩体不形成不能取样，显示为卵石土孔，孔深21．Om：O"--9m为软土，褐灰色；9．0～11．8m为松软土，灰色：11．8～12．8m为粉质黏土，灰色；12．8m3#右侧坡脚以下泥岩夹砂岩，表层风化严重，岩芯破碎，手捏呈粉砂状和土状，为风化极严重带～风化严重带，其下部岩芯完整；地下水位在距地表1．8m处右侧右路肩4#土孔，孔深4．Om：0--．4．Om为软土，褐灰色偏右0．5m5#右线右路肩桩孔，桩长5．8m，混合料未形成混凝土，不能取样桩孔，桩长5．9m，孔深7．2m：由桩头向下3．5m范围内6#右线中心偏右2．5m能取样，桩己形成混凝士，其他地方是卵石桩孔，桩长5．8m，孔深13．3m：由桩头向下3．5m范围7#右线中心偏右1．5m内能取样，桩已形成混凝土，其他地方是乱石土孔，孔深14．2m：其中：0"--8．2m为软土，褐灰色；8．2～11．3m为松软土，灰色；11．5～12．5m为粉质黏土，8#右线中心偏右1m灰色；12．5m以下泥岩夹砂岩，表层风化严重，岩芯破碎，手捏呈粉砂状和土状，为风化极严重带～风化严重带，其下部岩芯完整；地下水位在距地表1．8皿处9#右线中心桩孔，桩长3．4m，孔深7．3m：在桩头50cm能取样10#右线左路肩土孔，孔深4．Om．-O～4．Om为软土，褐灰色l1#左线右路肩土孔，孔深4．Om：0---4．Om为软土，褐灰色12#左线中心桩孔，桩长4．Om，孔深5．4rn：混合料未行成不能取样139左线中心偏左2．5m桩孔，桩长5．6m：在桩头50cm范围能取样——— 西南交通大学硕士研究生学位论文第32页续表3-I钻孑L地质描述一览表孔号钻孔位置地质情况描述土孔，孔深8．10m：0～5．1m为软土，褐灰色；5．1～6．6m为松软土，灰色；6．6～7．6m为粉质黏土，灰色；14#左线中心偏左2m7．6m以下泥岩夹砂岩，表层风化严重，岩芯破碎，手捏呈粉砂状和土状，为风化极严重带～风化严重带，其下部岩芯完整；地下水位在距地表1．8m处15#左线中心偏左3．5m桩长4．2m，混合料不行成不能取样，孔深8．05m16#左线左路肩桩长4．3m，混合料不行成不能取样，孔深6．60m17#左线左路肩偏0．5m土孔，孔深4．Olll；0--．4．Om为软土，褐灰色18#左线坡脚桩长4．2m，塌孔严重，钻一天一夜还没到位土孔，孔深15m：0～4．6m为软土，褐灰色；4．6～6．im为松软土，灰色；6．1～7．3m为粉质黏土，灰色；7．3皿19#左线坡脚以下泥岩夹砂岩，表层风化严重，岩芯破碎，手捏呈粉砂状和土状，为风化极严重带～风化严重带，其下部岩芯完整；地下水位在距地表1．8m处20#左侧坡脚偏左3m土孔，孔深4．Om：0～4．Om为软土，褐灰色21#右侧坡脚偏右4m25m抗滑桩(于后来补设)3．1．3现场地质情况现场设计图纸显示表层软土厚0～8m，呈软塑～流塑状；向下为松软土，呈软塑状；再向下为微粉质黏土；最后为强风化泥岩夹砂岩。现场断面设计地质情况可见图3—2(a)。场地地表水主要为季节性降水，地下水主要为土中水及基岩裂隙水，土中水尤以软土中含量较丰，基岩裂隙水不甚发育，横断面右边有水池到雨季时水位较高对路基含水量有影响。场地主要不良地质现象为软土和松软土，现场沟槽中由于长期积水浸泡，土质粘性较强，进而形成软土，最大埋深9．Om，层厚不稳定；场地地形相对平缓，岩性单一，构造简单，沟槽内分布范围较大的软土，工程地质条件一般。 西南交通大学硕士研究生学位论文第33页NoC·一《+、J‘一讲a’围∞-2^∞v渴蓉野副茄车藩沸l『圭涵囹 西南交通大学硕士研究生学位论文第34页黼71}0+。·J1’．’·甲+．翊b，+：·．nI．’·葶’．1JII．．·．+·∽．t．+·+·+IlIk、＼．＼≤调岩N口￡至蓦之葛h＼、^uu十荨一}雾一v＼～^14M峥耋五若兰一，；一圃∞_2^旷v辞州r野副料虱藩沸碲、兄圃 西南交通大学硕士研究生学位论文第35页根据表3—1中所显示的地质钻孔情况，选取典型的钻芯情况，可以得到钻孔断面实际的地质情况图，照片3—1与照片3-2分别显示了现场典型土孔钻芯和典型桩孔钻芯情况。根据钻孔得到的实际地质情况与设计图纸显现的地质情况并不一致，现场断面实际地质的软土层并不像设计图纸中那样是左右变化平缓，而是表现出左浅右深的实际情况，详细描述可见图3—2(b)。照片3-1典型土子L钻芯照片3-2典型桩子L钻芯1．4现场测试内容及方法根据达成铁路典型软土和松软土地基的工程特性和现场试验工点在施工过程中所遇到的实际工程问题，结合单桩承载力试验(荷载试验)、复合地基承载力试验(荷载试验及桩问土和桩顶应力的长期观测)，使用各种量测仪器和传感器对CFG桩复合地基的工程特性进行了观测。现场测试的仪器总体埋设情况可见表3-2。为研究CFG桩网复合地基的承载特性，于砂垫层底面埋设土压力盒对观测桩头和桩间土压力，分析桩间土应力发挥系数；于CFG桩桩身不同位置处埋设混凝土应变汁观测桩身应变，分析桩身应力在施工期间及运营期间的变化规律；埋设桩身沉降计和桩间土沉降计观测桩顶桩底刺入量、桩身压缩及地基土体的沉降量；于拉筋垫层(土工格栅)上安装柔性位移计观测其在施工期间所受张拉力变化规律。为研究CFG桩网复合地基的变形特性，埋设沉降标观测路基面沉降，埋设沉降板观测地基(地表)沉降，埋设孔隙水压力计观测现场超静水孔隙水压力的消散规律，于线路两侧坡脚位置埋设测斜管观测处理地基的侧向变形。 西南交通大学硕士研究生学位论文第36页表3-2现场测试仪器总体埋设情况编号设备型号数量备注1沉降板600×600×20mm4块自制2沉降标100×100×10mm4块自制3测斜管109m5孔4土压力盒JMZK一5002A／5020A12个含导线5孔隙水压力计．IMZX一5002A6个含导线6混凝土应变计．IMZX一215A20个4孔7沉降计JMDL一4740A／5520A10个6孔，单点和三点串联两种8柔性位移计JMDL一24055个．含导线9读数仪JMZX一20011套10测斜仪1套11水准仪1套12基准桩2个自制3．2现场测试仪器使用原理及埋设情况3．2．1孔隙水压计孔隙水压消散规律采用孔隙水压力计测试。孔隙水压计主要用于测试软基处理和病害水坝整治等工程中的岩石和土壤中地下水的流动状态和水压力的大小，并把水压力从所量测的总土压力中分离出来；也可用孔隙水压力计测孔隙水压力的大小和分布。软基路堤填筑过程中对孔隙水压力观测，可以起到稳定监测作用和分析地基的固结情况。土体在屈服以前，孔隙水压力近似地随填土高度成比例增高，当土体达到屈服状态时，孔隙水压力明显增大，出现显著的转折点。这一现象反映了地基中测点及附近开始发生局部的剪切破坏，若这一剪切发展到一定范围内时，将导致地基失稳破坏。所以，当发现有这种现象时，应立即停止加载。孔隙水压力地增长与消散可以反映土体固结状态，有助了解土体主固结以及土体强度增长情况，以控制施工加载速率。按照现场测试试验方案于现场埋设孔隙水压力计总计6个，具体埋设情况可参见表3—3。孔隙水压力的详细埋设过程为：①根据测试要求选定测点； 西南交通大学硕士研究生学位论文第37页②将孔压计小心埋入到测点；③将孔压计导线自测点引出；④登记好每个测试点的孔压计编号并保存好记录资料；⑤根据测试要求进行测量。表3-3子L隙水压力计埋设情况埋设日期设备孔号现场情况天气情况埋设位置(年一月一日)编号右侧坡脚1#2006——9-13507072晴，26-32。C偏右3m4#2006—9—15507075晴，28-38。C右线右路肩附近涵洞正偏右0．5m10#2006—9一l7507047在施工，晴，28-38。C右线左路肩11#2006—9—17565013运输车在搬晴，26-36。C左线右路肩运砂碎石左线左路肩17#2006-9-19507044多云转阵雨偏左0．5m左侧坡脚20#2006——9—·21565009晴，26-36。C偏左31113．2．2测斜管测斜管用来测量土体内部发生水平向位移数值并确定其方向，即所谓的深层侧向位移观测。工作原理是根据测斜管轴线与铅垂线之间的夹角变化，从而计算土体在不同高程的水平位移。测斜管水平位移计算公式为：A，=缈l—U2"／2KG式中：占为地球重力加速度，取lg；卜加速度计的标度因数，取2．5v／g；￡为导轮轮距，取500mm；以、以为测斜仪输出值v。对于一个测孔，在确定方向上，各垂直线测点的位移总和即为△总=∑△，。具体图3—3测斜管测量原理图的测量原理可见图3-3。 西南交通大学硕士研究生学位论文第38页现场测试实验中，4根连接好的测斜管分别埋设在线路左右路堤坡脚、护道坡脚位置。钻设的4个测斜孔中，右侧钻设的桩孔和土孔号分别为2#、3#，左侧钻设的桩孔和土孔号分别为18#、19#。由于现场埋设于线路右侧的测斜管于07年1月份后就无法下放侧头进行测量，原因因该是受到土体较大的侧向和纵向压力的双重挤压而把测斜管破坏，故于线路右侧的抗滑桩里跟着施工进度增加埋设了一根测斜管，孔号编为21#。测斜管的具体埋设情况可参见表3—4。表3-4测斜管埋设情况埋设日期孔号现场情况天气情况埋设位置(年一月一日)2#2006—9一13左边有施工便道，晴，28-34“C右侧坡脚3#2006-9—1418#、19#孔从护道晴，28-34。C右侧坡脚18#2006—9—19坡脚往右移2m。埋阵雨左侧坡脚19#2006—9—20设时把测斜管和晴，26-35。C左侧坡脚注浆管一起埋入。21#2007-2-2721#孔测斜管于抗晴，26-36。C右侧坡脚偏右4m滑桩浇筑前下管测斜管的详细埋设过程为：①首先用钻探工具钻成合适口径的孔，然后将测斜管放入孔内，测斜管连接部分应防止污泥进入，测斜管与钻孔壁之间注入水泥浆填充；②在连接测斜管时，应将导槽对准，使纵向的扭曲减d,N最小程度。放入测斜管时，应注意十字形槽口对准所测的水平位移方向；③在可能情况下，应尽量将测斜管底埋入硬层，作为固定端；④测斜管埋好后，待水泥浆凝固后，方可开始测量。3．2．3混凝土应变计混凝土应变计主要用来测试水泥搅拌桩桩身在路堤荷载施加过程中的应力变化及分布情况。现场测试时，混凝土应变分别埋设于5#、9#、12#、16{肆CFG桩孔中，每孔设置5个混凝土应变计，分别位于距桩顶0．15m、1．0m、2．2m、3．4m、5．7m位置处。详细埋设情况见表3—5。混凝土应变计下孔后，由PVC管注入水泥浆。当水泥浆凝固后，应变计 西南交通大学硕士研究生学位论文第39页与CFG桩形成整体。当CFG桩受到路堤荷载作用时，应变计随同桩同时受荷，并测出不同荷载下相应的应变变化，然后根据CFG桩钻芯试样测得的弹性模量，即可得到CFG桩桩身的沿地基深度方向的应力分布情况。表3-5混凝土应变计埋设情况埋设日期应变计编号孔号天气情况埋设位置(年一月一日)(上一下)209505—209454—209502晴5#2006—09—15右线右路肩—209500—20946228-34℃209480—209479—209458晴9#2006—09—17右线中心—209459—20949528-34℃209497—209483—20949212#2006一09一17阵雨左线中心—209504—209503209498—209496—209443晴16#2006-09-19左线左路肩—209489—20944126-35℃3．2．4沉降计现场试验采用的沉降计是一种埋入式电感调频类智能位移计。它由电测位移传感器、测杆、锚板及金属软管和塑料波纹管等部件组成：其量程为20cm，用于测量软土地基的沉降。本次试验中，埋设了两种位移计，一种为单点沉降计，用来测量桩身在路堤荷载作用下产生的压缩量；一种为三点串联沉降计，用来测量软土地基在路堤荷载作用下产生的总沉降量。两种位移计的埋设过程分别为：1)单点沉降计：测孔深一定测杆长度一连接设备一孔底注浆一沉降计入孔一拉伸安装一法兰盘孔中灌细砂一初始读数一保护导线一完毕。2)串联沉降计：测孔深一定测杆长度一定传感器位置一连接设备--$L底注浆-'jJn安装杆一入第一级沉降计一入第二级沉降计一入第三级沉降计一用安装杆向下推动沉降计一确定底端沉降计到达孔底一取安装杆一灌泥浆一灌细砂一初始读数一保护导线一完毕。 西南交通大学硕士研究生学位论文第40页现场实验时于线路右线中心偏右1m、1．5m、2．5m位置钻设有8#土孔、7#桩孔、6#桩孔，分别埋设666055#单点沉降计、666001#+666054#+666045#三点串联沉降计、666059#沉降计；于线路左线偏左2m、2．5m、3．5m位置钻设有14#土孔、13#桩孔、15#桩孔，分别埋设666008#+666040#+666039#三点串联沉降计、666006#单点沉降计、666047#沉降计。详细的埋设情况可参见表3—6。表3-6沉降计埋设情况埋设日期孔号设备编号埋设位置备注(年一月一日)62006—9—16666055右线中心偏右2．5m桩身压缩66600182006—9—16666054右线中心偏右1m软土地基沉降66604572006—9—16666059右线中心偏右1．5m桩项沉降132006-9-18666006左线中心偏左2．5m桩顶沉降666008142006-9-18666040左线中心偏左2m软土地基沉降666039152006-9—19666047左线中心偏左3．5m桩身压缩3．2．5柔性位移计柔性位移计埋设在砂垫层中土工格栅的横胁上，用来测试土工格栅的侧向伸长位移，从而计算出土工格栅的受力。现场测试试验中总计埋设柔性位移计5个，从左到右依次为666030#、666016#、666038#、666019#、666013#，量程都是50mm。柔性位移计的主要埋设过程为：①根据试验要求选定测试点；②将柔性位移计预拉至一定长度用紧固螺钉安装到土工格栅上，拧紧螺钉；③在传感器四周用细砂填满，并用手轻轻压实并垫上拱形铁块；④将引出导线穿入PVC管内后引出。柔性位移计的详细埋设情况可参见表3—7。 西南交通大学硕士研究生学位论文第41页表3-7柔性位移计埋设情况序号(左一右)埋设日期(年一月一日)仪器编号埋设位置1#2006—09—29666030#右侧路肩2#2006——09-29666016#右线中心3#2006—09—29666038#线路横断面中心4#2006一09—29666019#左线中心5#2006一09—29666013#左侧坡度中心3．2．6土压力盒土压力盒主要用来测试CFG桩复合地基桩与土的承载力，在路堤荷载施加过程中的应力分变化及分布情况，以便确定桩土应力比。表3-8土压力盒埋设情况序号(左一右)仪器编号距线路中心距离测试点1#566033偏左4．02m桩头2#566011偏左3．6m桩间土3#566032偏左2．95m桩头4#566008偏左2．3m桩间土5#566038偏左1．65m桩头6#566026偏左lm桩间土7#566014偏右1m桩头8#566036偏右1．65m桩间土9#566016偏右2．3m桩头10n566048偏右2．95m桩间土11#566007偏右3．6m桩头12#566043偏右4．02m桩间土现场测试试验中，总共埋设土压力盒12个，6个置于砂垫层底面的桩间土位置，6个置于桩头。土压力盒的详细情况可参见表3—8。土压力盒的埋设步骤为：①根据试验要求确定测试点与测力方向；②用 西南交通大学硕士研究生学位论文第42页保鲜膜包裹土压力盒以防水的渗入；⑧让土压力盒受力面垂直向上安放好，土压力盒周围用30cm左右的细砂(里面不能有大颗粒硬物)覆盖并压实；④将导线用PVC管保护引出。3．2．7沉降板沉降板用来测量水泥搅拌桩复合地基在路堤荷载作用下的沉降情况。现场测试试验中所用沉降板为自制，由直径①50mm的钢管焊接在600×600×10mm规格的钢板中心制成，钢管两头加工有螺纹，每根长度为1m，随着填方的填高，用节头将钢管逐渐向上接。钢管外必需套直径比其大PVC管，防止沉降杆与填土接触而产生摩擦力，保证沉降板随砂砾石垫层一起沉降，真实反映地基沉降情况。两外应该注意的是：每次接钢管时，节头处必须拧紧，防止测试结果的不准确。对沉降板的主要沉降观测程序为：①沉降板埋设完毕后，用水准仪测得钢管顶端高程，下次接管前再次用水准仪测得钢管顶端，两次高程相比，即可得此期间沉降量；②接管后，测得新接管顶端高程，重复上面操作，可得每节钢管的的沉降，累加即为地基沉降量。现场的实际埋设情况可见照片3—3与照片3—4。照片3-3沉降板位置的确定此外，为进行沉降板的检测测量，照片3-4沉降板布置情况还要进行基准桩的埋设。根据现场实际情况，基准桩埋设在没有干挠，地基稳定的地点。地点选好后，挖深1m左右的坑，倒入水泥砂浆，插入钢筋，捣密水泥砂浆，待水泥砂浆稳定后便成基准桩。CFG桩试验工点，为便于连续观测，根据现场的实际填方高度，埋设有两个基准桩。 西南交通大学硕士研究生学位论文第43页3．3现场测试数据分析地基基础设计与施工应当特别重视原型观测，即对建筑物(路堤)及地基基础的变形和应力状态进行全过程的观测，在观测资料的基础上形成工程实录。地基基础设计所需要的地基土物理、力学性质指标需要通过一定的测试手段拉力获得，地基基础的施工质量也需要通过必要的的测试方法来检测。因此，现场测试工作是贯穿于地基基础勘察、设计、施工全过程的一项重要工作。在现场测试工作中，必须要保证现场测试数据的真实性，从而进行实事求是的测试数据分析。．3．3．1孔隙水压测试分析线路中心吼／⋯，i孔。。＼川豢～兰蔓?1⋯塞旦二一．卜5蒌。507072I强风化夹砂j|己岩、’‘、-：：：：一。．．．一．区．．．＼图3-4现场测试孑L隙水压力计埋设示意图对于超静孔隙水压，国内不少学者开展了相关的试验及理论研究，国内在此方面也有诸多研究研究成果，不少学者开展了相关试验及理论研究，如刘熙峰(2003)n引、唐世栋(2002，2003)"6~771、谢世波(1997)口引等，研究成果可汇总概括为：①超孔隙水压力随离桩的距离的增加而降低；②超孔隙水压力在浅部最小，随深度的增加，超孔隙水压力随之增大；⑧超孔隙水压力的消散速度在靠近地表最快，向下逐渐减缓，靠近桩尖处速度有所加快； 西南交通大学硕士研究生学位论文第44页④最大超静孔隙水压力一般超过有效应力；⑤单桩施工对桩周土的影响存在一临界范围；⑥群桩施工引起的超静孔隙水压力是各单桩施工综合累加及消散的结果。另外，姚笑青(1997)m1、王伟(2004)姗1、徐永福(2004)‘813还从解析角度研究了沉桩挤土效应，给出了超静孔压的理论计算公式。-■1一_一路堤填筑I-_一户／。——1——。——。一■■．___-_______一■!-一，_．·一一一／：|。：．／时间(天数)．-．／-：．．。．．．．．．州．例．咿：鳅jL3060901201501802102402703003：p—o—o‘0．o—o——oO．o·o———．—o—o——．—o——-o———o——-——o——————Io—————．o№；＼痧冬、、旷．形。一口一5070(左)一一△一、，△，’9507047＼．二／图3-5各子L隙水压力时间发展曲线0图3-6超静孑L隙水压力时间发展曲线在路堤填筑过程中，加固区地基软土固结时，水分来不及向线路外渗出，765432，O加柏∞∞∞加加∞∞一量世枢蠕并^日也邑R⋯黾酬利、，， 西南交通大学硕士研究生学位论文第45页从而产生超静孔隙水压力。但是，随着时间的推移，地基土孔隙中的水逐渐排出，超静孔隙水压力将逐步消散。实验现场总共埋设6个空隙水压力计，507072与565009分别埋设于线路的右侧和左侧坡脚位置(即复合地基处理区域以外)，507047与507075分别埋设于右线的左右路肩位置，507044与565013分别埋设于左线左右路肩位置，但是仪器编号为507075#、565013#的孔隙水压力计于施工期间的受到破坏，故其数据不进行分析，仪器埋设示意图可见图3—4。图3—5为孔隙水压力计随时间的发展曲线，孔隙水压的埋深都为4．0m，各孔隙水压力计的初始值归为零。仪器编号为566009#和507072#的孔隙水压力计位于加固区以外，‘路堤填土高度也为0，实验测试的孔隙水压力随时间的变化很平缓，两者的孔隙水压力的数值较小，可以理解为天然地基土的孔隙水压力。位于加固区的5070479、507044#孑L隙水压力计随着时间的增长和路堤而在的逐级填筑呈现出增长和消散的趋势，在施工阶段孔隙水压呈大致增长趋势，在未施工阶段孔隙水压则呈现消散规律直至接近初始值。图3-6为超静孔隙水压力时间发展曲线，507047#与507044#孑L隙水压力计反映出加固区的超静孔隙水压力的增长及消散规律。根据孔隙水压力的测试结果，可以得到以下结论：(1)受施工进程的影响，各处的孔隙水压力出现了两次峰值，都是产生于路堤填筑期暂时结束与施工停顿期开始的分界点。(2)由图3-6可以看出超静水压随着路堤的填筑高度的变化规律，随着路堤填筑的连续施工，超静孔压值开始骤然增大，均要出现一个峰值，在施工停顿期则逐渐消散至一较为稳定值。(3)孔隙水压力计虽然埋设于同一深度，但随时间的发展规律是一致的。然而，测试出507047#的超静水压数值要大于507044#的超静水压数值，可见位于软土较厚位置的孔隙水压力值要大于位于软土较浅位置的孔隙水压力值。(4)一般而言，深度越大，施工引起的超静孔压也越大；离桩位置越近，超静孔隙水压也越大阳41。这是本次现场测试试验没有考虑到的地方，值得于以后进行深入的试验研究。此外，鉴于超静孔隙水压力与作用于土体骨架上有效应力的关系，超静孔隙水压力的随时间的发展规律可以用来控制施工速率，这对以后的试验研究工作和实际的施工控制也是相当有意义的。 西南交通大学硕士研究生学位论文第46页3．3．2地基深层侧向位移测试分析实验现场总共钻设4个孔进行测斜管的埋设，分别是位于线路右侧坡脚的2#桩孔、3#土孔与位于线路左侧坡脚的18#桩孔、19#土孔，分别钻入基岩8m、8m、3m、8m，具体的埋设情况可见测斜管埋设示意图3-7。由于现场埋设于线路右侧两孔的测斜管于07年1月份后就无法下放侧头进行测量，原因因该是受到土体较大的侧向和纵向压力的双重挤压而把测斜管破坏，故于线路右侧的抗滑桩里配合施工进度增加埋设了一根25m的测斜管，编号为21#孔。线路中心成都图3—7现场测试测斜管埋设示意图本次现场测试试验中主要观测软土处理后的复合地基横断面方向土体内部水平位移，纵向方向仅作参考。测斜仪向高轮方向倾斜时，其输出值为正，向低轮方向倾斜时，其输出值为负。第一次测出的水平位移为测斜管本身的与铅垂线的偏离程度，不反映土体的水平位移，故采取归零处理，以后每次测试数据均与第一次相比较，即可得出地基在路堤荷载作用产生的水平位移，并根据位移情况确定加载速率是否合理。现场测试中所埋设测斜管测试的位移图情况可参见图3-8图3-17，分别显示了各测斜孔位置处的地基深层侧向位移和纵向位移随时间的变化情况，各测斜孔侧向位移曲线随荷载填筑变化曲线可见图3—18。 ‘V型避0横向位移值(-)204060帅100120—95—75纵向位移值(_)-65—35—155图3-8右侧坡脚2#桩子L侧向位移图3-9右侧坡脚2#桩子L纵向位移横向位移值(∞)020406080100120140160纵向位移值Cm)一50-45-40-35—30-25-20-15—10-50^5鹊殛图3-10右侧坡脚3#土孑L侧向位移图3—11右侧坡脚3}}土孔纵向位移^-一Ol2345678醚聪9mn坦协H蝤埔"培憎∞引盟O●23456789m¨他”H垢怕¨博坞加羽盟0，23456789m¨地墙M垢幅"埔挎∞孔勉0●20456，09m¨他¨H播埔n埔挎∞孔毖一三毯聪 横向位移值(h)7065605550454035302520151050O234名V墼5醛69纵向位移值(柚)-20—15-lO--5051015202530O234名Vs蓑69图3-12左侧坡脚18#桩孔侧向位移图3-13左侧坡脚18#桩孔纵向位移横向位移值(_)9080706050403020100-10012345^6三，篓89lO111213141516纵向位移值(mmmm)-45-40-35-30-25-20-15-10-5050123456^7V型8熊9101l1213141516图3-14左侧坡脚19#土孔侧向位移图3—15左侧坡脚19#土孔纵向位移 西南交通大学硕士研究生学位论文第49页0】2345678910l】121314】51617lR19202l22232425横向位移(_)O5101520253035404550556065纵向位移(n)-35-30-25-20-15-10-50图3-16右侧坡脚抗滑桩孔侧向位移图3-17右侧坡脚抗滑桩子L纵向位移图3-18各测斜子L侧向位移曲线随荷载填筑变化曲线线路右侧坡脚2#测斜桩孔、3#N斜土孔距地面13m的深度范围内产生明显的侧向位移，由基岩向上水平位移逐渐增大，方向指向线路外侧。线路左侧坡脚的18#测斜桩孔在距地面6m的深度范围内产生水平位移，19#测斜土^一)赵翳O●23456789m¨地mH垢幡盯博憎∞虬毖荔M筘^山)越聒 西南交通大学硕士研究生学位论文第50页孔在距地面距离地面7m的深度范围内产生侧向位移，两孔的水平位移相对右侧两孔的位移要小一些，方向指向线路外侧，与现场从左至右软土层由浅至深的实际地质情况相符合，这也是在线路右侧设置抗滑桩的原因。此外，各孔都是从基岩以上范围内产生侧向位移和纵向位移。现场测试数据显示，现场地基产生的沿线路外侧的侧向位移相对较大。右侧坡脚3#土孔的侧向位移值达到了134．65舳，相对应的纵向位移为45．13mm，综合总位移为142．Olmm；右侧坡脚2#桩孔的侧向位移值达到了107．3mill，相对应的纵向位移为74．59ram，综合总位移为130．68ram；因此，现场应采取相关施工措施对地基进行处理。此外，左侧坡脚18#桩孔的侧向位移达到了62．01mm，相对应的纵向位移为20．07ram，综合总位移为65．18mm；左侧坡脚19#土孔的侧向位移达到了68．99mill，相对应的纵向位移为37．99ram，综合总位移为78．67ram。置于抗滑桩中的测斜管最后一次测试的侧向位移是59．84mm，纵向位移为31．54ram，测试数据显示抗滑桩己基本趋于稳定。各孔的纵向位移方向均指向大里程方向；其原因与水平位移产生的情况相同。分析测斜管测试的数据及图3-8至图3-18可以得到以下结论：(1)线路右侧的的侧向位移要大于线路左侧的侧向位移，与现场软土层左浅右深的地质情况相符合。(2)埋设于桩身测斜管的侧向位移和综合总位移均分别小于埋设于土孔测斜管的侧向位移和综合总位移；说明打桩有控制地基沉降，限制侧向位移的作用的，就算打桩效果不到位，桩体也能发挥一定程度的限制作用。(3)线路右侧两测斜孔产生的最大侧向位移值发生在地基表面；而线路左侧两测斜孔产生的最大侧向位移值发生在距地表1．5m深度的位置，说明此处土层含水量大，土体压缩性高，侧向刚度小，容易形成了明显的向线路外侧突变点。(4)侧向位移增长速率与路堤填筑速率基本成正比：在填筑期间，侧向变形速率大于填筑前期和填筑间歇期的侧向变形速率，在恒载期，地层基本会趋于稳定，地基进一步加固，侧向变形速率要相对减小。(5)由图3—8、图3-10、图3-12、图3—14可知侧向位移呈抛物线增长趋势，而底部深层位置侧向位移的增长速率几乎是成低次抛物线增长，越接近地基表面侧向位移的增长速率越慢越接近于线性；由图3-16可知埋设于抗滑桩身的测斜管的侧向位移几乎是呈线性的增长，这便可以理解成测斜管埋 西南交通大学硕士研究生学位论文第51页设在加固区处理效果好的地基层的情况。可见，测斜管的侧向位移测试曲线是可以从多方面用来评价复合地基处理效果的：如利用侧向位移曲线的变化趋势来确定加固区设桩的影响深度，利用侧向位移曲线的变化线型来评估复合地基处理后的侧向稳定性等。3．3．3CFG桩桩身应变特性测试分析实验现场总共钻设4个孔进行混凝土应变计的埋设，分别是5#、9#、12#、16#-孑L，各位于右线路肩、右线中心、左线中心和左线路肩位置，共埋设混凝土应变计20(4X5)个，仪器详细埋设示意图可见图3-19。测试数据显示：5#、9#孔的曲线变化趋势较为合理，12#、16#孔的曲线变化较为杂乱。主要原因便是现场相对应位置打桩并不到位；另外，仪器埋设完注浆后现场在水泥浆没有完全稳定的时候便开始填筑，加上运输车辆在填筑期间较为频繁的从线路左侧靠近仪器埋设位置经过，对12#、16#-孑L的测试仪器造成较大的影响，导致测试数据的不正常。因此，本论文主要分析5#、9#孔的测试数据进行分析，两孔的桩身应变沿深度变化曲线可见图3-20与图3-21。备注：5#孔混凝土应变计从上至下编号依次为209505—209454—209502—209500—2094629#孔混凝土应蛮计从上至下编号依次为209480—209479—209458—209459—20949512#孔混凝土应交计从上至下编号依次为209497—209483—209492—209504—209503形一Ⅲ孔丫慨，～l纛三三蔓三垦：蛏．卫～9．．．．．童CFG～⋯龇舭岩‘、‘：======二=======：兰=======⋯图3-19现场测试混凝土应变计埋设示意图 西南交通大学硕士研究生学位论文第52页5}}孔(桩长5．铀)9#孔(桩氏3·4米)璺变粤⋯一3。。一25。一200’电-变150值-100-500图3-205#孑L桩身应变沿深度图3-219}}孔桩身应变沿深度变化曲线各孔的桩身应变值皆是负值且随时间变化呈应变增大的趋势，目前趋于稳定；此外桩身会在某一深度产生一个最大的应变后再随深度的变大而应变减小。产生这种现象原因是桩体相对于土体产生向上的相对位移，从而产生向下的负桩周摩阻力使桩身产生压缩。随着深度的增加，软土沉降的速率变小，此前变小的程度一直快于桩身压缩程度，在一定深度处，两者速率一致，桩土相对位移为零，此时桩周摩阻力为零。超过此深度后，桩身压缩量速率大于软土沉降速率，桩周摩阻力向上，与桩端承载力相反，从而桩身应力逐渐变小。对于CFG桩的桩身应变极限值可以利用C15的混凝土的极限应变值来进行估计。由《公路钢筋混凝土及预应力混凝土桥涵设计规范》JTJ023-85中可得C15混凝土的弹性模量Ec=23000MPa，再在文献[102]中可以查得C15混凝土的轴心抗压强度f。。=10MPa，于是C15混凝土的极限应变￡=f。。／E。=434．78u￡。而本次的试验桩身应变测试的最大值为245．1u￡，为C15混凝土的极限应变的56．4％，说明CFG桩桩身应变在其极限应变范围内变化，桩身并没有破坏的趋势。综合分析测试数据并结合图3-20与图3—21可以得到以下结论：(1)在路堤荷载的作用下，各孔的桩身应变值皆是负值(受压)且随时间变化呈应变增大的趋势，之后趋于稳定。桩身压应变会在某一深度产生一 西南交通大学硕士研究生学位论文第53页个最大值后再随深度的增加而减小。(2)当复合地基中的桩为悬浮状态的时候，桩上中性点的呈现比较明显。(3)当桩长为5．8m时，桩身应变最大值产生于距桩顶2．2m的位置；当桩长为3．4m时，桩身应变最大值产生于距桩顶1m的位置。可见，在路堤荷载的作用下，加固区桩身应变的最大值大致产生于产生于距桩顶1／3桩长的位置。(4)5#孔钻设于右线路肩位移，9#孔钻设于右线中心位置。测试数据表明加固区中，位于线路中心位置(同时也是软土较深的位置)的桩身应变值大于位于线路路肩位置的桩身应变值。(5)桩身应变测试的最大值为245．1p￡，为C15混凝土的极限应变的56．4％，说明CFG桩桩身应变在其极限应变范围内变化，桩身并没有破坏的趋势。3．3．4CFG桩复合地基沉降测试分析图3-22现场测试沉降计埋设示意图实验现场总共钻设6个孔进行沉降计的埋设，分别是为了测试线路右线加固区中心位置桩身压缩沉降量、桩项沉降量、地基土体的分层沉降量以及线路左线加固区中心位置桩身压缩量、地基土体的分层沉降量、桩顶沉降量，具体的埋设情况可见图3-22。现场测试试验串联位移计中各位置单点沉降随 西南交通大学硕士研究生学位论文第54页荷载变化曲线可见图3-25，各个埋设位置的沉降计的测试结果可见图3—23，图3-24。^EV理漤掣图3-23线路右线桩土位移随路堤填筑高度变化曲线图3-24线路左线桩土位移随路堤填筑高度变化曲线单点沉降计反映桩体的位移，根据最后一次测试数据分析，666055、666059、666006、666047四个单点的位移值分别为159．73mm、221．92mill、203．5mm、166．37mm。此外，8#：fL(右线)和13#孔(左线)两个三点串联沉7654321O0O0．o击aP佗佰伯纠^Ev毯幅蝽篝^EEv旷扒趟．． 西南交通大学硕士研究生学位论文第55页降计的位移总值分别为331．89ram和121．54ram，且串联位于中间位置的沉降计的位移值最大；同时可看出线路右线土体的沉降相对左线更大。^E、_，谗趔世Is^E、一瑙坦塔蓦U-'，--m--填筑曲线I-／一——·——-——-●一R-．?／j5一一·一一-———／；4。／一．?2／·=-二／_7天数(裂L兀，鬻善釜i一—专一右上一直一右中一可一右下、、、．弋卜——叶图3-25串联位移计中各位置单点沉降随荷载变化曲线埋设沉降计时，孔底己注入水泥浆，故单点位移计用来测试CFG桩在路堤填方荷载作用下产生的桩身压缩量和桩顶沉降量，两者的差值是可以用来确定加固区桩底的刺入量的。由于三点串联位移计总计位移为软土地基的压缩量，正常情况下要大于单点位移计的位移(本文主要指桩身压缩量及桩顶沉降)。此外，三点串联位移计的最大位移值与线路最大侧向位移值的比值达到2．46(地基稳定系数)，随着路线路的施工完成与线路的投入运营，两者的比值会逐渐趋于稳定。分析图3-23，图3-24，图3-25可以得到以下结论：(1)沉降量随荷载和时间的增长而增加，沉降的增长速率在加载期间变大，在间歇期间变小，进入横载期后则逐渐趋于平缓。(2)线路右线加固区地基土体的沉降量大于线路左线加固区地基土体的沉降量，这也是符合现场地基软土左浅右深的实际地质情况的。(3)由于桩的压缩模量要比桩间土的高，可以承受大部分荷载，进而减小沉降量；因此，一般情况下桩顶的沉降量比桩间土的沉降量要小。(4)图3-24显示出左线的桩顶沉降量要大于地基土体的沉降量，桩顶的刺入量也没有，在正常打桩的状态下是不会出现这种情况的。出现这种情况的主要原因是左线加固区的桩处理并不到位(如桩长、桩体材料、桩间距0O0O04：乏4与毋∞佗似侣侣加 西南交通大学硕士研究生学位论文第56页等)，导致打入的悬浮桩在土体中逐渐下沉，桩没有发挥承载作用，这与测试出的左线桩土应力比偏小和左线桩身沿深度的应力分布较为杂乱可以对应起来。而图3—25显示出右线的桩顶和桩底的刺入较为明显，并且桩顶刺入量要大于桩底的刺入量，可见右线桩体发挥了一定程度的承载作用。3．3．5加筋垫层拉力测试分析桩网复合地基中的土工格栅置于砂垫层中间，形成加筋垫层，铺设在CFG桩和碎石土之间，垫层厚O．6m。应用柔性位移可测试土工格栅的变形量。现场测试试验中，沿DKl95+757．56路堤横断面埋设了5个柔性位移计，分别位于左线路肩、左线中心、线路中心、右线中心、右线坡度中位置，具体埋设情况可见图3—26。本次现场测试试验中，采用柔性位移计测出其拉伸量，再算出其在路堤荷载作用下的应变，土工格栅的应变可按下式计算：商蛮一螳～一标距根据仪器说明书，标距为“200mm+第一测读的位移值"。当各个仪器测试的伸长量转化为应变后，便可以得到土工格栅随着路堤荷载填筑的变化曲线，见图3—27，图3—28则为土工格栅沿线路横断面应变分布曲线。e柔性位移计备注：单位为cm图3-26现场测试柔性位移计埋设示意图都成．-．．．I—O一2一一∞一 西南交通大学硕士研究生学位论文第57页^Eu醚恒塔蓦2000莹4000制6000翅帮800010000■／獬一尸-．一一√}一／十／．／．．。．．．．．．．．．．nj间．c卺数j一2I10000“8000三6000制罾4000藉1920000图3-27柔性位移计随路堤填筑高度变化曲线0——◆一06—9—29——卜06—10—lO—1-_一06—10—2l——÷_一06-10—29——卜06-1l一7——．-一06—12—6----------F--06—12—12一06—12—19—_卜一06—12—27——卜07—1—28—．1卜07—2-9—_一扣一07—3—6一‘+‘一07—3—27距线路中心距离(m)图3-28土工格栅沿线路横断面应变分布曲线测试中发现，土工格栅的柔性位移变化趋势是一致的，但是各位置的柔性位移计的测试数值并不相等，所以不同部位的土工格栅受力也并不相等。一般情况下，土工格栅初期应变受土工格栅施工(铺设)及施工初期的路堤填筑(荷载大小、路基两侧和中间荷载的填筑顺序、碾压顺序等)等因素影响较大，所以加筋垫层中的土工格栅受力张拉有一个调整的过程，在路堤荷载填筑到一定高度后，土工格栅应变则与荷载关系成有规律变化。 西南交通大学硕士研究生学位论文第58页分析图3-27与图3-28可以看出土工格栅的应变增量随路堤填筑(荷载)的变化规律可分为两个阶段：(1)土工格栅的应变增长阶段。在路堤的连续填筑期间，土工格栅的应变量随着荷载的增加而增加。(2)土工格栅应变衰减阶段。多数柔性位移计在恒载期间土工格栅的应变减小，但减小的幅值非常小，这是由于土工格栅拉伸徐变引起的。但是本次测试的表明柔性位移计数值并没有减小的迹象，说明软土地基的沉降较大且仍在继续，复合地基处理效果并不显著。位于线路右侧的土工格栅应变大于线路左侧土工格栅的应变，这与现场左浅右深的软土层相对应，说明位于软土层较深位置的土工格栅应变要大于位于软土层较浅位置的土工格栅应变。此外，现场复合地基土工格栅应变与排水固结法地基的中间大两端小的“n型”分布曲线¨们1并不一致性，主要原因应该是两者的现场地质条件与地基处理方式不同。3．3．6土压力测试分析桩、土应力大小反映了复合地基的受力工作状态，其比值大小用桩、土应力比n表示，也可换算为桩、土荷载分担比N来表示桩与土分担的荷载比例。通过测定桩顶应力和桩间土表面应力，可以了解复合地基中桩、土的受力特性，得出复合地基的桩、土应力比n值和荷载分担比N值，从而研究它们在加荷过程中随时间的变化规律。，。。。，，，。：：：，。。。。。。5·660385。。。：。at’—r心566··0·3，6，三：：5660485660146056。。。，f，兰：：，，。Ⅲ，，。。川，嘶吣·，。。嘶线r‘·溺。，川，I蛳川一一◆oj五品2。⋯9⋯+．-一e—悯◆--。‘195+757·56断面上65。上6§。上。5。上。5。上。j。，L肛血扣正哔丘三叫矗氇斟备注：单位为mmO为桩间土土压力盒’●为桩顶土土压力盒图3-29现场测试土压力盒埋设示意图 西南交通大学硕士研究生学位论文第59页图3-30土压力随荷载变化曲线：一·一路堤填筑_／_——-——·——_j-_·——·一-一／：}：一／时间(天数)旦．／l唪o．々o．宁o．120．1150．1180．2110．翠o．孕o．3100．3566033660156603266008566036／5660145660486601峨8≥泓—够专曳《=?一、1彳一。一届1＼o．、：＼Y／一△一届＼。X)f—v一＼o-—◇一厅6＼．—司一566043厅66007、～0图3-31桩土应力比随荷载变化曲线在该试验段的观测断面上，共埋设了12个土压力盒，土压力盒分别埋设在桩顶和两桩之间的桩间土位置(566026#土压力盒于埋设后不显示数据)，型号为长沙金码公司生产的JMZX一5002A／5020A型土压力盒，数据采集仪的型号为JMZX一2001。土压力盒的具体埋设位置可参见图3-29。正常情况下，在路堤的荷载传递过程中，桩间土应力有向桩传递的现象。7654321024680246(Ⅲ透鬟鲜：o戥卦们钆， 西南交通大学硕士研究生学位论文第60页究其原因，桩间土和桩的刚度存在较大差异，桩间土的压缩性远远大于桩的压缩性，在路堤自重荷载的作用下，桩间土的沉降量便会大于桩顶的沉降量。这个沉降差使桩间土上部的路堤填料相对桩项上部的路堤填料产生一个向下滑动的趋势，这一趋势受到桩顶上部路堤填料的约束作用，使得路堤填料内部的应力重分布，桩间土上部填料将自身的部分荷载转移到了桩顶上部填料上，使桩承受较大的荷载，桩间土上的荷载减小。这种由于路堤中沉降差引起的荷载转移现象属于Tazerghi提出的土拱效应现象。此外，由于土工格栅的设置，也会加剧了这种应力转移效应的效果，使土拱现象更为明显；因为土工格栅在承受荷载后呈网兜状，使桩顶的应力更为集中，桩承受的荷载更多，为土拱效应的产生提供了必要条件。桩项和桩间土位置土压力盒随荷载变化曲线见图3-30，其中实心标志为桩顶土压力盒，空心标志为桩间土土压力盒。分析图3-30可以得到，土压力变化与荷载变化密切相关，一般荷载越大，土压力值越大。土压力总体变化规律可分为以下几个阶段：①2006年9月24日至2006年12月12日(78天)，路堤连续填筑至4．5m的高度，此期间土压力盒应力值显著增长，但是桩间土位置的土压力增长速率要快于桩顶位置的土压力增长速率；出现这种情况的主要原因是现场桩的处理效果并不到位，打入的桩体呈现为悬浮下沉状态，导致测试的桩项土压力盒数值一直相对偏小，复合地基的桩体并没有起到有效的荷载分担作用。@)2006年12月12日至2007年3月6日(66天)，路堤没有再进行填筑，路堤荷载处于恒载期，此期间各个土压力盒数值变化有较小程度减弱的趋势，直至趋于稳定。@2007年3月6日至2007年4月19日(45天)，路堤持续填筑到6．5m的高度，土压力盒数值又呈现明显的增长趋势，但是增长速率要慢于第一阶段。@2007年4月19日至2007年8月14日(117天)，路堤没有进行填筑再次处于恒载期，各个土压力盒的数值逐渐趋于稳定，软土的流变固结也在此阶段逐渐完成。以相邻桩土压力盒作为一组，算出相应的桩土应力比，可得到桩土应力比随荷载变化曲线，如图3-31。分析图3—31可知，右线的桩土应力比随路堤荷载的增加而增大，左线的桩土应力比则随着荷载的增加而增大至一最大值，然后随着荷载的继续增加而减小，但是桩土应力比的值只是介于0．32至1．49之间，究其原因主要是现场打入的CFG桩处于悬浮下沉状态，对上部路堤荷载的分担作用并不明显。由图3-30和3—31可以看出，桩顶土压力变 西南交通大学硕士研究生学位论文第61页化率小于桩I、日J土土压力，并没有与土压力盒的正常受力情况相吻合。主要原因便是现场施工的CFG桩长度并没有打至基岩且桩深不够，导致土压力盒在施工的过程中与其一起沉降，从而出现桩土应力比小于1的情况。3．4本章小结本试验工程自2006年4月开始进场调查，选择试验工点，经反复比选，并结合当前国内外对复合地基的研究情况，即刚性桩复合地基在荷载作用下计算理论远远不能满足工程实践要求的现状，选取DKl95+757．56段的CFG桩处理软土地基作为其中之一的试验点，对柔性荷载作用下的复合地基的承载力和变形特征进行了研究，主要通过钻探取样等试验手段获得了本试验段软土和现场所设CFG桩的基本特征，通过埋设大量的测试仪器和元件，对试验工点孔隙水压、地基深层侧向位移、CFG桩桩身应变特性、地基沉降、土工格栅应变、土压力随路堤填筑变化规律进行了观测。经过一年多的仪器埋设工作和数据测试分析工作，得到如下结论：(1)受施工进程的影响，各处的孔隙水压力出现了两次峰值，都是产生于路堤填筑期暂时结束与施工停顿期开始的分界点。随着路堤填筑的连续施工，超静水压值开始骤然增大，均要出现一个峰值，在施工停顿期则逐渐消散至一较为稳定值。孔隙水压力计虽然埋设于同一深度，但随时间的发展规律是一致的，且位于软土较厚位置的孔隙水压力值要大于位于软土较浅位置的超静孔隙水压力值。此外，鉴于超静孔隙水压力与作用于土体骨架上有效应力的关系，超静孔隙水压力的随时间的发展规律可以用来控制施工速率，这对以后的试验研究工作和实际的施工控制也是相当有意义的。(2)侧向位移增长速率与路堤填筑速率基本成正比；线路右侧的的侧向位移要大于线路左侧的侧向位移，与现场软土层左浅右深的地质情况相符合；埋设于桩身测斜管的侧向位移小于埋设于土孔测斜管的侧向位移，综合总位移也是桩孔大土孔小，说明打桩是控制地基沉降，限制侧向位移的作用的。另外，可以利用测试侧向位移曲线的变化趋势来确定加固区设桩的影响深度、可以利用侧向位移曲线的变化线型来评估复合地基处理后的侧向稳定性等。(3)在路堤荷载的作用下，加固区桩身应变的最大值大致产生于产生于距桩顶1／3桩长的位置，位于线路中心位置的桩身应变值大于位于线路路肩位置的桩身应变值。此外，桩身应变测试的最大值为245．1IJ．e，为C15混 西南交通大学硕士研究生学位论文第62页凝土的极限应变的56．4％，说明CFG桩桩身应变在其极限应变范围内变化，桩身并没有破坏的趋势。(4)沉降量随荷载和时间的增长而增加，沉降的增长速率在加载期间变大，在间歇期间变小，进入横载期后则逐渐趋于平缓。由于现场地基软土是左浅右深的地质情况，故线路右线加固区地基土体的沉降量大于线路左线加固区地基土体的沉降量。当桩顶和桩底的刺入量较为明显，则可认为桩体发挥了较大程度的承载作用。(5)位于软土层较深位置的土工格栅应变要大于位于软土层较浅位置的土工格栅应变。在路堤的连续填筑期间，土工格栅的应变量随着荷载的增加而增加；在恒载期间土工格栅的应变量并没有出现徐变减小的迹象，说明软土地基的沉降较大且仍在继续，复合地基处理效果并不显著。(6)土压力变化与荷载变化密切相关，荷载越大，土压力值越大并在恒载期变化平缓。由于现场的CFG桩处理复合地基并不到位，路堤填筑期间桩呈现悬浮下沉状态，导致桩土应力比随荷载填筑变化规律出现了异常情况。 西南交通大学硕士研究生学位论文第63页第4章CFG桩复合地基离心模型试验土工离心模拟试验技术是土力学和岩土工程领域中的一项新的物理模拟技术，引入与发展该试验技术有着重要意义。为精确计算土工建筑物的变形和稳定问题，近代引入多种弹性、非线性和弹塑性模型，但获得计算所需的物理参数却相当困难。同时，由于土工结构材料性质十分复杂，即使严密的理论，也必须经实践验证才具适用性。这正是目前土工结构计算仍然采用一些简便的计算方法加上安全系数的原因。在工程实践中，在施工期和竣工后，对原型工程进行现场量测和试验，以验证计算中假定的可靠性，仍然是目前常用的工程研究方法之一。然而这些工作若能在工程之前完成，对工程进行预测，甚至验证，则意义就更为重要。为此，不少工程设计在施工之前，常利用小比例模型研究原型的整体或局部的表现，以免在费用上造成浪费。但小比例模型试验所取得的资料都是定性的。如果想取得定量的资料，就要制作较大的模型，甚至到1：1比尺的原型来进行模型试验。但模型尺寸越接近实际结构物的尺寸，就试验费用越高，试验周期越长。同时，在控制试验的条件上相应也带来许多困难。另外，土的力学性状与土受力时所处的应力水平密切相关，土工结构和地基土层的应力、变形等性状主要由土体自重产生，对模型除必须与原型保持几何相似外，还应使模型和原型二者相对应的各点的应力一应变满足相似条件的要求。在一般的土工模型试验中，如挡土墙、浅基础等许多模型试验，虽然取得了有一定意义的成果，但其最大缺陷是不能模拟结构物所受的重力，因而对土与结构物的相互作用也不能反映原型的真实表现，于是这类土工模型试验的实用价值是有限的。土工建筑物或地基工程中，自重是一个主要的荷载，因此如何达到自重应力水平而又不改变土的基本性状，就成为土工物理模型试验中的关键问题。要解决这一问题，这只有使模型置于加大的重力场中才能实现。于是，离心模型试验就成为工程施工之前，预测建筑物(构筑物)的工作性状，验证设计参数及计算结果和验证土的本构模型的强有力手段，对于特定工程在实施前作方案比选直至破坏研究方面，尤具独特的经济效益和社会效益，这就使离心模拟技术能够在岩土工程和土力学各个领域中得到广泛应用，也是近几十年来国内外土工离心模拟技术飞速发展的主要原因。 西南交通大学硕士研究生学位论文第64页土工离心模型的试验方法在国内外受到广泛的重视，试验技术也有了飞速的发展与进步，试验内容己涉及了几乎所有的岩土工程研究领域。它在土力学、岩土工程研究中的作用与意义主要表现为以下几个方面陋引：①新现象研究。研究自然现象与复杂工程结构物的工作机理和破坏机理，为建立解释这些复杂现象的理论提供试验依据；②模拟原型。研究实际工程问题，比选验证优化设计方案，了解工程运行状况，预测长期的运行安全性与可靠性：③参数研究。针对某些理论和工程设计中的关键技术参数，应用土工离心模型试验可以提供非常有用的试验数据资料，解决工程技术难题；④验证新理论和新方法。用土工离心模型试验的结果验证理论与计算方法，检验数学模型；⑤用于教学与工程师的培训。4．1离心模型试验基本原理土工离心模型试验是将土工模型置于高速旋转的离心机中，让模型承受大于重力加速度的离心加速度的作用，补偿因模型缩尺带来的土工构筑物自重的损失。它比通常在静力(重力加速度)条件下的物理模拟更接近于实际。土是一种非线性变形材料，它的性状受应力水平的影响。当对土工构筑物进行物理模拟时，首要条件是保证模型的应力水平与原型相同。利用高速旋转的离心机，在模型上旋加超过重力n倍的离心惯性力，补偿模型因缩尺1"1倍所造成的自重应力的损失，达到与原型相同的应力水平。这样就可以在模型中再现原状土工构筑物的性状。根据近代相对论的原理，重力与惯性力是等效的，而土的性质又不因加速度的变化而改变，因此，离心模拟技术对于以重力为主要荷载的土工构筑物来说就特别有效。4．2离心模型试验的相似性4．2．1半无限地基自重应力模拟半无限地基自重应力模拟最能直观的说明土工离心模拟的相似性，若研究点的深度为H，地基土的容重为y，则其自重应力G。为：Gp=yH=pgH(4-1) 西南交通大学硕士研究生学位论文第65页式中：P——土的密度；g——重力加速度现以原型材料按1：n比尺制作模型并置于离心机中，则其相应点的模型自重应力G。为：G。=ya心=’，aH／n(4—2)式中：a——离心模型加速度若令G。=G。，则有：a=ng这说明，在半无限地基中，只要使离心加速度加大到重力加速度的n倍，就可使模型达到与原型相等的应力状态。4．2．2离心模型的基本控制方程土工离心模型试验的基本原理是将以原型材料按一定比尺制成的模型，置于由离心机生成的重力场中，通过加大土体的体积力，使模型达到与原型相等的应力状态。原型或模型结构物，受力后其应力应变状态可由如下基本控制方程来描述：1)平衡方程O¨)。+％=o(i，J=Xrn，Y，，z。)(4—3)式中：(Su，)。为应力张量对坐标的一阶偏微分；％为离心模型试验中土的容重。2)小变形假定下的几何方程(气，)。={№川L+Gf'JLk，，=z。，y。，乙)(4—4)式中：(e¨)。为应变张量；(u叫)。为位移对坐标的一阶偏微分。3)本构方程缸)。=【D】。缸}，(4—5)式中：{d。)为应力增量矩阵；[D]为弹性或弹塑性矩阵；{d。)为应变增量矩阵。根据近代相似理论阳引，模型与原型相似的必要条件是描述模型和原型力学现象的两组数学方程应该相同，即各物理量之间成比例，原型与模型各物理量之比称为相似常数，以a表示，则a。、a。、E1．，、a。分别表示物理量应力、应变、几何、弹塑性矩阵的相似常数，将这些常数代入原方程中，则原方程 西南交通大学硕士研究生学位论文第66页仍然成立，如下：平衡方程：詈h】。+口以=o(4删几何方程：吼(iijL=詈批，L屯)。】(4-7)本构方程：’as{aj)。=aDa，【D】{坊)，(4—8)若要使上述方程与原方程保持一致，则上述几个相似常数不能任选，它们需满足如下关系，对平衡方程有：对几何方程有：对本构方程有：』L：1ninm—ae—at=1a“』L：1aDaP(4-9)(4-10)(4-11)上述平衡方程、几何方程和本构方程是描述物理过程的最一般情况，在离心模型试验中，假如离心机的加速度是ng，即土体容重增加n倍，％：l／n，在模型制作过程中可知，模型的几何尺寸是原型的1／n，即几何相似常数a，=n，a。=rl。代入上述方程中可知有：a。=1，a。=1，aD=1(4—12)由此可知，对于用原型土料按1：13比尺制作的模型，当模型加速度达到a=ng时，就可以使模型达到原型相等的应力状态，使两者的变形和破坏过程保持相似。4．2．3固结方程相似比奥特(Blot．M．A)在1941年首先提出了理想土的三维固结理论阳8。。现以饱和土体固结理论为例说明离心模型试验的相似性。对于被置于离心力场中的饱和土体模型，其固结变形过程可用如下基本控制方程来描述： 西南交通大学硕士研究生学位论文第67页半衡万栏：叠{『JL+0^+％=咂，歹=x。，Y册，z，)’(4—13)式中：0，L——离心模型土体中孔隙水压力对坐标的一阶偏微分。几何方程：(f，L=去陋川乙+GuL】o，Y=xm，此，z。)(4—14)本构方程：协)朋=眈】，劬)。(4一15)水流连续条件方程：南，V2铲警(4-16)帆)，⋯”西。式中：K。——离心模型中土体的渗透系数；帆)．——离心模型中水的容重；·O：L——离心模型体应变；t--离心模拟时间。若同样以相似常数和模型物理量表示相应的原型物理量，则原型土体固结的基本控制方程为：鲁参，√L+缸)+钒=。(4-17)c／(f驴b=鲁孤少圳(4_18)e协}。=c脚G【D印】。枷)。(4—19)器(矗V2“。心(警)限2。，当以上各式成立时，相似常数不能任选，当它们满足如下关系时才能使模犁和原型物理量间保持相似： 西南交通大学硕士研究生学位论文第68页Cs=e矗乩等乩矗乩鬻“沿2D上式分别是满足平衡方程、几何方程、本构方程和水流连续方程的相似判据。若离心模型土体及其中水体的容重倍增大n=C。倍，即G=I／C，；同时因C。=I／C，，则上式所表示的相似判据变为：e=q=c，=c却=1，C，=口(4—22)·由上述分析可见，对于用原型土料按比尺1：n制成的饱和土体模型，只要其模型加速度达到a=ng，而且其加载条件与原型相同，就可使离心模型达到与原型等应力状态，使两者的固结变形过程保持相似，而且时间相似常数CL=Cjo4．2．4量纲分析量纲分析的理论基础是1914年由布金汉(Buckingham)提出的丌定理，Ⅱ定理指出膪9J：对于某个物理现象，如果存在n个变量互为函数关系，如下：F(q，，qz，q。，⋯，q。)=O(4—23)当这些变量中含有m个基本量，则可组合这些变量成为(n—m)个量纲一的量的函数关系：由(Ⅱ。，Ⅱ2，⋯，Ⅱ。，)=0(4—24)于是这个量纲一的方程仍然表达了原问题的物理关系。式中的丌，，Ⅱ：，⋯均为量纲一的量。同理，土工离心机试验中各种模拟量的比尺，可由三个基本物理量相似比尺组成，即长度量纲[L]比尺1／n，应力量纲[0]比尺1，加速度量纲[a]比尺n，导出其他物理量比尺。4．2．5相似性综述综上所述，模型比尺n的选择需要考虑到各种因素。综合考虑试验精度、模型箱几何尺寸及原型几何尺寸，设定两组CFG桩复合地基离一15、,模型试验模型率为n=80。根据相似准则，若将模型的几何尺寸缩小n倍制成模型，则模型中观测到的应变为原型中存在的应变，模型中观测到的位移放大n倍为原型中的位移。 西南交通大学硕士研究生学位论文第69页关于时间比尺的选取简言之有两种，对于惯性和重力影响的课题，时间比尺为1／n；有关孔隙流体的粘滞性问题，包括渗流和孔隙水压力的消散等，它们的时间比尺为1／n2。关于复合地基的试验要考虑到土体的沉降，因此时间比尺为1／n2。4．3离心模型试验的误差分析4．3．1离心机中的力场分析模型在离心机运转过程中受到离心力的作用，在离心机加速过程中，模型中任一点的受力是一个螺旋展开并上升的过程，直到离心机角速度不变，该点受力达到平衡时，则可认为模型随模型箱在平面内作匀速圆周运动。设模型顶部距转轴的距离为L，离心机角加速度为a，并设模型顶部的中点为坐标原点，X轴指向底部即离心机旋转的径向，Y为离心机加速度的切线方向，则不考虑科氏加速度的影响，对于模型中的任一点P(x，Y，Z)的加速度为：厂————————=———_=———_a=、／w4((三+x)2+Y2)+92(4—25)这样在离心机中力场就如下图所示，而在地球上的建筑物由于相对于地球的尺寸小的多，因而力线基本平行，等势线也基本平行，而在离心机中的等势线则成以离心机转轴为中心的圆弧状，如图4-1所示。图4-1离心机中和地面上物体的力线和等势线图由此产生的误差，以中国水利水电科学研究院LXJ一4—450大型土工离心机在二维模型箱中的模型为例进行说明阳引，一般L=4300mm，当模型高Hm=400mm时，以模型中部Hm／2深度处为标准加速度设计模型时，则原型和 西南交通大学硕士研究生学位论文第70页模型应力在模型中心线上的最大相对误差dv=2．2％，以模型中部Hm／3深度处为标准加速度设计模型时，dv=1．5％。4．3．2离心机启动和制动误差离心机起动与制动时的加速和减速会引起切向加速度的变化，对试验结果会有一定的影响。若模型加荷过快，地基抵抗变形的能力来不及充分发挥，则会产生过大的剪切变形；反之，快速减荷时，离心机受到惯性力的作用，对边坡的稳定会产生不利的影响。然而，若启动或制动时间过长，则会导致模型受力状态与原型受力状态之间较大的差异，同样会引起试验结果的误差。研究资料表明，当f／馏≤0．01时，这种加速或减速的影响不大。其中f为水平切向力。所以，应根据试验研究的不同目的选择合适的启动速度。4．3．3边界效应问题离心模型试验中，由于模型箱侧壁摩阻约束的影响，必然会引起边界受力条件或变形条件的改变。如对于地基承载力试验的基础底板旧¨，一般要求其宽度不超过模型箱最小边长的I／5。对于平面应变问题，应保证模型箱有足够的宽度。Malushitsky阳23曾研究了模型箱宽度对土体破坏滑动面的影响。他通过观测沿破坏后模型土体一半高度处的水平截面图发现，在距侧壁8cm～12cm范围内，由于摩阻力的存在，滑动面带有明显的弯曲，只有中间部分土体的位移达到最大且大小相同，符合平面应变条件。Santamarina和Goodings在加筋土档墙的模型试验研究中发现阳引，模型破坏时的加速度明显地受到其高宽比的影响。模型愈宽，破坏时的加速度愈小，说明受边壁摩擦的作用愈小。试验还表明，通过在模型箱内壁涂以硅脂并贴一层塑料膜的方法可在一定程度减小侧壁摩阻力的影响，但效果仍不令人满意，故试验结果仍需做必要的修正。Ovesen指出旧4】，当模型箱内径约等于5倍的基础直径时(基础直径b=113．1mm，模型箱内径D=530mm)，侧壁摩阻力的影响将使承载力比预计值高出10％～20％，此时，B。／b=1．84(B。为基础边界与模型箱内壁的距离)。当Bb／b>2．82时可忽略边界效应。徐光明等旧副也用粗砂作为模型土料作了重复试验，得出与Ovesen类似的结论，即当BJb>3．0时，模型箱的约束作用才 西南交通大学硕士研究生学位论文第71页不明显。4．3．4粒径效应问题在分析计算中，土中的原型结构物尺寸B比土的粒径d。大的多，土体的特性满足连续性和均匀性假设，但在模型试验时，一般采用原型土料制模，并与原型土体保持相同状态，而在缩尺后的模型中结构物尺寸b仅为原型的1／n(n为模型率)，这样当原型土料为粗粒土时，b相对于d。就很有限，此时土体颗粒的不均匀性和不连续性就可能明显的暴露出来，模型试验的结果就可能存在所谓的粒径效应阳印(grain-sizeeffects)。Fuglsang和Ovesen的研究阳刚表明，对于直径为1m的基础底板，当土料平均粒径小于28mm，即底板尺寸与材料平均粒径的比值大于35时，尺寸效应可以忽略，但当该比值小于15时，则有明显的尺寸效应。对于条形及矩形基础，这一界限值分别在25～75及25～50之间。Craig阳”也认为为了消除尺寸效应，对于浅基础和桩基础模型试验中的基础尺寸与最大粒径之比应大于40。其他一些研究者也给出了相近的界限范围。白冰等人旧叩认为这一要求对于一般的模型试验可以满足，即可用原型土样制备模型。然而对于坝壳堆石材料等粗粒料的模拟则必须按照几何尺寸相似的准则进行缩尺制备。然而缩尺制备必然会带来模型土料与原型土料在物理力学性质上的明显差异并导致模型与原型在力学机理上的差异。所以，既保证两者在性质上不会有明显的差异，又能避免粒径效应是模型制备时值得重视的研究课题。4．4试验模型设计表4-1西南交通大学TLJ-2型土工离心机主要性能指标有效荷载容重lOOg．t小模型箱尺寸400mm×400mm×600mm旋转半径3m数据采集通道数70个有效半径2．7m输油接头IOMPa，流量lOL／min，2通道供油最大加速度2009输水接头IOMPa，流量lOL／min，单通道供水主电机功率185kW输气接头IOMPa，流量lOL／min，2通道供气大模型箱尺寸600mm×600mm×800mm配有照相和摄像设备本次离心模型试验所使用的是西南交通大学的TLJ-2型土工离心机，其 西南交通大学硕士研究生学位论文第72页主要性能指标可参见表4一l。离心模型试验是以相似理论为基础的缩尺模型试验，模型试验用的材料与边界条件应满足相应的相似原则与条件。4．4．1试验方案原型路基工点场地属低丘区，地势平缓，地表为水田，地基表层软土厚0～10m，软塑～流塑状；松软土层厚1～8m，软塑状；粉质黏土厚1---5m，软塑～硬塑状；下卧强风化泥岩夹砂岩。原型路堤为双线铁路深厚层水平状软土地基路堤，软土层厚12m，路基面宽12．9m，边坡坡度1：1．5，路堤中心高度8．2m。路堤底部设有0．5m厚加筋砂砾石垫层，铺设一层双向50kN／m土工格栅。地基处理措施为振动沉管CFG桩加固，加固宽度为路堤坡脚外2m。加固深度打穿软土层，到粉质黏土顶面。复合地基设计参数为：桩径①0．5m，桩间距1．3m，桩为正三角形布置。在尽可能考虑现场实际的情况下，对现场工点概况进行如下简化：(1)路基高度H=8m，路基面宽度B=12．9m；(2)表层软土厚12m，以下为强风化泥岩夹砂岩：(3)地基土采用直径由50cm振动沉管CFG桩加固，正三角形布置，桩深为12m，并设置褥垫层；(3)模型一(Jill)设置1．5m的桩间距，为3倍桩径间距；模型二(M2)设置2．5m的桩间距，为5倍桩径间距。为了方便小尺寸构件的模拟，尤其是对地基处理措施的准确模拟，模型比例尺不能取得太小；为了能模拟较高、较宽路堤的情况，模型比例尺又不能取得太大。本次离心模型试验的比例尺，对单线全断面路堤，或站场半断面路堤，以1：50"-"1：100较合适；对站场全断面路堤并考虑到大模型箱的尺寸，选取比例1：80进行全断面模拟¨031。本次离心试验主要测试手段为：沿纵向安装3个位移计测试路堤中心地基表面的沉降；取3根桩作为测试桩，沿横断面方向分别位于左路肩、线路中心、右路肩位置，其中每根测试桩沿深度布设5个应变测点，用于测试桩身的应变：2条测试筋带用于测试垫层拉筋的受力，每条测试筋带沿路堤横断面方向布设5个应变测点，分别位于左坡中心、左路肩、线路中心、右路肩、右坡中心位置；在路堤中心附近位置布设5个微土压力盒用于测试桩顶和桩间土承受的土压力，其中3个布置在桩顶，2个布置在桩间土。传感器的布设的详细情况如图4—2，4—3所示。 西南交通大学硕士研究生学位论文第73页169，56。150。161，25。150。169．191]一]一l黧鸶飘：兹兰t煮2叭⋯路㈣晰刊／／／／，，，≥多二：：二／土工格橱蓐『!微土压力盒5十101n犀砂垫层＼戟土层：mI区心T目软土层H：艟}_应爿(‘}／J／1强j化赶{无．b／强风化夹砂无岩图4-2离心试验测试元件立面布置示意图、J远有机玻璃面．75。80．5【805。75。1路基迫坡甜铜片贴应麦片山路基边坡N_。r＼左桩中桩I一右桩品一弋．万歹了●一‘In恐丝皇墅垦圣i∥』=蓐基遗披一．．珞基遗蕞，玩降板—位移计／』近有机玻璃面图4-3离心试验测试元件平面布置示意图4．4．2路基填土模拟由现场原型工点取回红层泥岩土样作为模型所用的路堤填土，模型路堤按压实系数K=O．95进行制作。通过室内土工试验得到其重型击实曲线，击实试验测量数据列于表4-2中，击实试验曲线如图4—4所示，由图可得土样最佳含水量为10．8％，对应的最大干密度为2．169／cm3。 西南交通大学硕士研究生学位论文第74页表4-2击实试验数据表盒原土干土水土含水量平均密度干密度组土样(g)(％)含水量(g／cm3)924．127066．63．442．4888．553002．332．15925．067066．463．5441．491124．7l5652．823．1828．111154852．412．171124．446661．914．0937．47111324．626459．774．2335．151254082．382．131323．8365．561．134．3737．3121524．4964．659．654．9535．161413．553252．342．071523．976459．554．4535．58131725．9666．560．955．5534．991615．552052．291．991724．3869．563．755．7539．3715Z200Z1踟Z1印Z14102．120Z100Za阳2．060Z040Z∞O2．0001．9801．960054．4．3地基软土模拟1015含水量(％)图4-4现场红层泥岩击实试验曲线现场地基软土以褐灰色为主，厚度10—12m。模型所用地基软土由现场原型工点取回，同时取样进行室内土工试验，得其主要物理力学指标的平均值为，详细情况列于表4—3中。其中下置信界限为97．5％的C值与中值的强度指￡110／面v似口带巾 西南交通大学硕士研究生学位论文第75页标统计值分别为：C=8．23kPa，巾=3．3。。为保证离心模型实验模拟跟现场相同的条件，在离心机进行软土固结两个小时，固结后作快剪实验。表4-3天然地基软土强度指标天然含水量(％)湿密度(g／cm3)C值(kPa)巾(。)34．51．89329．8166．193。为保证离心模型实验模拟的地基土与现场原型基本一致，采用强度等效为主要控制指标，主要考虑离心固结时间～软土含水量～软土强度的相互关系。在离心机中进行的软土地基固结试验表明：离心模型试验软土地基的制备含水量为37％时，在离心机中运行3h后的强度与原型基本一致(与现场实测下置信界限97．5％的强度指标比较)，模型地基软土物理力学指标可见表4—4。表4-4模型地基软土固结后物理力学指标模型含水量(％)重度(kN／m3)C(kPa)巾(。)35。9618．667．252．8935．5118．7013．13O．724．4．4桩体材料模拟现场原型CFG桩的直径为(150cm；根据刚度等效原则，采用0．3mm厚薄铁皮管制作模型桩，桩直径为如6．25mm，管内填满矿粉以保证密实。原型CFG桩与模型薄铁皮管桩按刚度等效换算的数据可参见表4—5。表4-5原型CFG桩与模型薄铁皮管桩刚度等效换算桩体材料模量E(MPa)面积A(m2)EA(kN)CFG桩2．3×1043．07×10’705．3薄铁皮管桩1．2×10。5．60×10。6672．0计算中需要注意的是把原型CFG桩尺寸缩小80倍后进行计算。由表4—4可知，薄铁皮管桩模拟原型CFG桩是合理的，刚度误差为4．68％。4．4．5土工格栅材料模拟原型拉筋材料为土工格栅，抗拉强度为50kN／m，若厚度按原型拉筋材料 西南交通大学硕士研究生学位论文第76页比尺缩小则无法实现。因此，模型格栅采用厚O．03mm的铜带模拟，根据抗拉强度相似原则，铜带模型格栅结构具体布置可参见表4-6。表4-6铜带模型格栅结构布置表模型间隔(ram)雨觅97ram、)M118．755．70M222．227．30根据模型相似定律，对应模型几何比例尺为1／80，可得铜带模拟的拉筋材料具有的抗拉强度近似为300kN／m，该值明显大于现场设计土工格栅的强度；出现这种情况的主要原因是在制作更低强度的铜带模型格栅时出现了困难。4．4．6离心试验加载历程表4-7离心试验加载历程时期加速度(g)时间(rain)日期(d)模型预压1620．02第一阶段填土2m27．2387．4045第二阶段填土4m49．6426．345第三阶段填土6m67．2314．3445第四阶段填土8m8010．1345放置期8041．63185工后第一年8082．125365工后第二年8082．125365工后第三年8082．125365工后第四年8082．125365模型地基制作完毕后，在n=809的离心加速度下固结3h，使模型地基软土强度与原型基本一致，如表4-2所示。然后，在预定位置布设薄铁皮管模型桩，安装相应传感器，再在路堤底面两侧坡脚范围内铺设总厚10mm的细砂夹一层铜带模型格栅的加筋垫层，最后填路堤，布置剖面观测网格及位移沉降计。模型制作完成之后，即可进行离心加载，离心试验加载历程可见表4-7。在模型试验正式加载前，为保证模型各部分，尤其是传感器的紧密接触， 西南交通大学硕士研究生学位论文第77页消除模型制作过程产生的一些不利影响，首先进行了在169加速度条件下的预加载。加载过程中用一次成形的路堤来模拟原型路堤的分层填筑，模型路堤高lOcm，分成四次加载(每次加载相当于2m厚填土，共8m路堤高)，每次加载按等效荷载面积换算离心加速度，每层填筑时间按原型填筑45天进行换算，从而模拟路堤填筑施工过程时间为0．5年；之后模拟0．5年的放置期，最后模拟为期四年的工后运行期。离心试验的具体加载历程如图4—5所示。^a'u醚蝌C，R4眶图4-5离心试验加载时程曲线由于离心机每次的旋转时间不超过4个小时，在离心机停止期间，应变传感器数值会有所回落，故桩身应变、拉筋应变、土压力的测试时间考虑到放置期截止，而地基变形的测试时间则可以考虑到工后四年截止。4．5试验数据关于试验最终测试数据的说明如下：(1)剖面测点水平位置为各测点相对于路基面中心的水平距离，“+’’表示位于路堤面中心右边，“一"表示位于路堤面中心的左边：1，2，3等为测点的行标示，A、B、C等为测点的列标示。(2)对于水平观测数据，静物板尺观测数据是测点相对于模型箱左边框的水平距离，+”表示位于参照点左边，“一”表示位于参照点右边；“沉降观测数据”表中，静物板尺观测数据是测点相对于模型箱上边框的垂直距离，跖∞两加∞∞弱∞巧加；f；如筋加佰加00 西南交通大学硕士研究生学位论文第78页“一’’表示位于参照点下方，“+”表示位于参照点上方。(3)对于水平变形值，“+”表示测点相对原位置往右边移动，“一’’表示测点相对于原位置往左边移动；“沉降变形值”表中，“+’’表示测点相对原位置往上隆起，“一”表示测点相对原位置沉降；两“变形值"表中数据均以“路堤加载前”数据为基准，基准变形值置零，变形值为观测数据与基准的差值。(4)摄影测量有误差，与静物板尺的测试数据相比较其误差在5％以内，摄影测量的数据用来分析测点的变形随时间增长的变化规律；摄影测量时，左右两边最外侧及最底层的测点被有机玻璃的边框遮住，无法测读数据。4．5．1模型一(M1)测试数据(3倍桩径)1．地基土含水量及强度测试(M1)(1)本组试验地基软土固结前的配土含水量如表4-8所示。表4-8MI配置土固结前含水量铝盒编号盒重(g)盒加湿土(g)盒加干土(g)实际含水量(％)平均含水量(％)6#24．7564．453．6437．2437．129#24．7651．7544．4637．01(2)配土完后，将地基模型在离心机室进行软土固结三个小时，地基土固结后用环刀取地基软土试样，进行含水量和强度试验。待制模、试验完成后再用环刀取试样，进行含水量和强度试验。所配地基土湿密度测试表如表4-9，地基土固结前后强度指标情况如表4—10，地基土固结前后含水量情况如表4-11。 西南交通大学硕士研究生学位论文第79页表4-9MI配置地基土固结后湿密度环刀环刀自重环刀+土土重环刀体积湿密度(g／cm3)取样编号(g)(cnl3)实测值平均值时间位置1#42．92155．23112．3159．991．87212#42．92154．91111．9959．991．8667软土1．8666配置土3#42．92153．89110．9759．991．8497固结后4#42．72155．38112．6659．991．87791#42．92154．39111．4759．991．85812#42．92154．17111．2559．99I．8544试验加固区1．86343#42．92153．88110．9659．99I．8496完成后左侧4#42．72156．21113．4959．991．89175#42．86155．86113．0059．99I．88366#42．80154。32llL5259．991．8589试验1．8665加固区7#42．94155．46112．5259．991．8756完成后8#42．95153．82110．8759．991．8481表4-10MI地基软土固结后强度指标竖向荷载百分表剪切力剪应力C值FAI值取样(kPa)读数(kN)(kPa)(o)时间位置503．80．0299．50110050．03812．5027．252．89地基土配置土1506．10．04615．252固结后2006．80．05117．002502．3O．0175．7511004．10．03110．251试验加固区2．3754．351505．80．04414．502完成后左侧2006．80．05117．002504．70．03511．7511004．70．03511．751试验9．1261．95加固区1505．20．03913．002完成后2006．80．05117．002 西南交通大学硕士研究生学位论文第80页表4-11M1地基土固结后含水量情况铝盒盒重盒加湿土盒加干土实际含水量含水量平均值取样编号(g)(％)时间位置4#24．8948．942．4736．585#24．1646．3640．6334．79地基土35．969#24．7751．5944．3437．05固结后10#24．1851．8544．6135．441#15．741．8135．0734．802#16．8950．4741．6135．84试验加固区35．403#17．4743．0836．3935．36完成左侧4#16．3140．3934．0735．5911#16．9254．144．833．36试验32．85加固区12#15．6451．6142．8232．34完成2．CFG桩身应变测试(M1)在左路肩、线路中心、右路肩依次选取1并、2#、3#CFG桩，在每根桩的桩顶以下lOmm、21．5mm、59mm、96．5mm、150ram的位置依次贴应变片，测试桩身的应变。图4-6M1右路肩3}}桩深应变沿深度变化曲线由于测试中应变片出现故障，1#、2#桩身应变曲线的总体变化规律可以 西南交通大学硕士研究生学位论文第81页得到，但变化较为杂乱，因此在3根桩的桩身应变曲线中选取变化趋势比较明显位于右路肩位置的3#桩进行分析，如图4-6所示。试验数据表明：在加载过程中，桩身应变表现出先增大后减小的典型变化规律，桩身应变最大值出现在距桩顶约21．50mm的位置。3．加筋带应变测试(M1)在距模型箱中心横断面两侧各5cm的铜带处(近玻璃面侧和远玻璃面侧)贴应变片来测试土工格栅的应变值。．--4．--基准2--II--第一阶段2m+第二阶段4珥-*-第三阶段6m．．-we--第四阶段8皿—·一放置期20001500j1000J|争f越5000—500一200一150-100-50050100150200近玻璃面铜带距中心横断面距离(me)15001000。500制遥0—500一1000图4-7M1近玻璃面加筋带应变曲线十基准2--'11--第一阶段2m+第二阶段4m-x-第三阶段钿-．x(--第pq阶段8Ⅲ——·一放置期-200-150-100-50050100150200远玻璃面铜带距中心横断面距离(皿)图4-8M1远玻璃面加筋带应变曲线 西南交通大学硕士研究生学位论文第墨2更分析图4-7及图4-8可知，在整个加载过程中，土工格栅拉力(应变)沿横截面的分布均表现出在路堤中心附近较小、在两侧的路肩附近位置较大的近似“M型"分布规律，并随着加载时间的增加，“M型’’的分布愈加显著。此外，在加载期完成进入放置期后，由于加筋垫层产生徐变，其应变有较小程度的回落。4．土压力盒测试(M1)在地基中心表面处沿横断面方向埋设土压力盒，桩间土埋设2个土压力盒，桩顶埋设3个土压力盒，由左至右排列依次为7#、1#、8#、2#、9#，其中I#、2#测试桩间土应力，7#、8#、9#测试桩顶应力。土压力盒应力随时间变化曲线可见图4-9，桩土应力比随时间变化曲线见图4—10。O．9O．8O．7—0．6皇0．5R0·4茸0．30．2O．1O．O=丑文翅叫嚣020406080100120140160180200时间(rain)图4-9M1桩顶与桩间土应力变化时程曲线020406080100120140150180200时间(min)图4-10M1桩土应力比变化时程曲线由图4-9可知，在路堤荷载填筑阶段(0～138．17min)，各土压力盒数据持续增长，在放置期间(138．17"--179．83min)，各土压力盒数据变化平缓，位 西南交通大学硕士研究生学位论文第83页于桩顶的9#土压力盒于模型运转到180min时达到0．834MPa。由图4—10可得桩土应力比随着加载历程保持增长趋势，可见设置桩间距为桩径的3倍时，桩群充分地承担了上部荷载；此外，桩间土压力在填筑期结束时测试数值也达到了67kPa，在淤泥粘土层的天然承载力79kPa随23以内，说明桩间土对上部荷载的承载作用也得到了一定程度的发挥。5．地基变形(M1)(1)位移计测试在地基表面沿纵向布置3个沉降板，再于相对应模型箱盖板上悬挂安装3个位移计传感器来测试沿纵向路堤中心位置地基沉降，位移计间隔为lOcm，由远有机玻璃面至近有机玻璃面依次为1#，2#，3#。模型路堤中心沿纵向地表沉降随时间变化曲线可参见图4-11。时间(Ⅲin)图4-11M1路堤中心沿纵向地表沉降随加载历程变化曲线由图4—11可知，地基软土沉降在路堤填筑阶段(0～138．17min)持续增长，施工结束后直至工后第四年(138．17,-．．,508．3min)的沉降变化平缓。此外，2#位移计测试数据较大，可见沿路堤纵向位于中心位置的地基沉降较两侧沉降更大一些。此外可以得到设置3倍桩间距时地基工后沉降为其总沉降的16．15％。(2)读数测量模型一运转前后于贴着有机玻璃面的剖面布置测试点的情况可参见照片4一l与照片4—2：图中路堤位置布置了4排点，由上至下每排命名为路堤1、路堤2、路堤3、路堤4；地基加固区位置布置了6排点(实际测试5排)，O123456^星v篷蜉 西南交通大学硕士研究生学位论文第84页依次命名为地基1、地基2、地基3、地基4、地基5。为了测试剖面各点的沉降数据和水平位移数据，便可以采用摄影测量来获取，同时采用读数测量来印证摄影测量的结果。照片4—1M1运转前剖面情况照片4-2M1运转后剖面情况 西南交通大学硕士研究生学位论文第85页对于模型一运转后剖面的沉降变形情况和水平变形情况可分别见图4-12与图4-13。由图中可见，地基表面中心位置的沉降为10．334mm；最大水平变形为4．635mm，位于右侧地基表面坡脚位置，这也意味着地基破坏剪切面并没有出现(或位于地基表面)，说明复合地基刚度大，打桩处理效果明显。^路堤1--4--路堤2一路堤3一路堤4舡地基1---41．--地基2十地基3一×一地基4一×一地基55量0、／趔一5舻-10暹一15鲋-20-400—300—200-1000100200300400距剖面中心距离(彻)图4-12模型一(M1)剖面沉降变形曲线—-路堤1+路堤2一路堤3一路堤4小地基l+地基2十地基3+地基4+地基56皇34銎2型0*一2—4—-400—。300—。200——1000100200300400距剖面中心距离(ram)图4-13模型一(M1)剖面水平变形曲线4．5．2模型一(M1)测试结果综述综合分析模型一测试数据，总结得到以下几点：(1)加固区地基软土强度指标在试验完成后较固结后有较大的提高；加固区两侧的地基软土强度指标在试验完成后则出现减弱情况，主要原因便是 西南交通大学硕士研究生学位论文第86页加固区水分于运转过程中排向两侧。(2)桩身应变沿深度均表现出先增大后减小的趋势，随加载历程则呈现增长趋势；各桩身应变最大值分别为271．112u￡、230．487u￡、481u￡，分别位于距桩顶59ram、59ram、，21．5mm位置。(3)加筋带(铜带)应变随着加载历程呈现增大趋势，于放置期有较小程度的回落。应变沿横截面的分布均表现出在路堤中心附近较小、在两侧的路肩附近位置较大的近似“M型”的分布规律；随着加载时间的增加，“M型”的分布愈加显著。近玻璃面铜带和远玻璃面铜带的最大应变值分别为1689．764u￡、1345．645p￡，分别位于距铜带中心左80ram处和距铜带中心右80mm处。(4)土压力值随着加载历程的增加而增加，当模型运转到138．17min后(放置期)，土压力值变化趋势比较缓慢。桩顶土压力明显大于桩间土压力，最大值为0．834MPa，位于路堤模型底面中心位置，可见设置桩间距为桩径的3倍时，桩群充分地承担了上部荷载；此外，桩间土压力在填筑期结束时测试数值也达到了67kPa，说明桩间土对上部荷载的承载作用也得到了一定程度的发挥。(5)位移计的测试值随着加载历程的增加而增加，沿路堤模型纵向位于中心位置的地基沉降较两侧沉降更大，位移计测试最大值为5．245mm，为地基软土工后4年的总沉降量。此外，测试数据显示地基土的工后沉降为总沉降的16．15％。(6)摄影测量数据显示：模型剖面沉降变形曲线基本对称于剖面中心，地基表面最大沉降值为11．665mm；模型剖面水平变形曲线也是以剖面中心对称分布的，水平变形最大值为4．635mm，位于右侧坡脚位置的地基表面处，这也意味着地基破坏剪切面并没有出现(或位于地基表面)，说明复合地基刚度大，打桩处理效果明显。4．5．3模型二(M2)测试数据(5倍桩径)1．地基土含水量及强度测试(M2)(1)本组试验地基软土固结前的配土含水量如表4-12所示。 西南交通大学硕士研究生学位论文第87页表4—12M2配置土固结前含水量铝盒编号盒重(g)盒加湿士(g)盒加干土(g)实际含水量(％)平均含水量(％)4#16．3138．9032．8036．993#17．4735．4530．7035．9036．792#15．9437．4031．5537．48表4-13M2配置地基土固结后湿密度环刀环刀自重环刀+土土重环刀体积湿密度(g／cm3)取样编号(g)(cln3)实测值平均值时间位置15t42．92156．48113．5659．991．89292#42．92156．25113．3359．991．8891软土1．8877配置土3#42．92155．25112．3359．991．8724固结后45542．72156．48113．7659．991．896215542．94157．27114．3359．991．90572#42．94160．22117．2859．991．9549试验加固区1．90263#42．94155．04112．1059．991．8686完成后左侧4#42．73155．591】2．8659．991．8812表4-14M2地基软土固结后强度指标竖向荷载百分表剪切力剪J立力C值FAI值取样(kPa)读数(kN)(kPa)(o)时间位置502．90．0227．25110060．04515．002地基土44．86配置土1505．90．04414．752同结后2008．60．06521．503502．20．0175．50l10040．03010．001试验加固区3．8342．721504．10．03110．25l完成后左侧2004．10．03110．251 西南交通大学硕士研究生学位论文第88页(2)配土完后，将地基模型在离心机室进行软土固结三个小时，地基土固结后用环刀取地基软土试样，进行含水量和强度试验。待制模、试验完成后再用环刀取试样，进行含水量和强度试验。所配地基土湿密度测试表如表4—13，地基土固结前后强度指标情况如表4-14，地基土固结前后含水量情况如表4-15。表4-15M2地基土固结后含水量情况铝盒盒重盒加湿土盒加干土实际含水量含水量平均值取样编号(g)(％)时间位置2#15．9435．9631．4635．443#17．4848．8340．6035．60地基土35．51配置土4#16．3137．9532．2635．67固结后11#16．9236．1831．1535．3525t15．9342．7935．6036．553#17．4640．6534．4636．41试验加固区36．904#16．2959．4447．6637．55完成左侧11#16．9269．8655．5437．082．CFG桩身应变测试(M2)图4—14M2线路中心2#桩深应变沿深度变化曲线在左路肩、线路中心、右路肩依次选取1#、2#、3#CFG桩，在每根桩的 西南交通大学硕士研究生学位论文第89页桩顶以下lOmm、21．5mm、59ram、96．5mm、150ram的位置依次贴应变片来测试桩身应变。测试结果显示1#桩、3#桩的桩身应变规律较为杂乱，故只对位于线路中心位置变化规律明显的2#桩身应变曲线进行分析，如图4—14所示。试验数据表明：在加载过程中，桩身应变表现出先增大后减小的典型变化规律，桩身应变最大值出现在距顶约21．50ram的位置。3．加筋带应变测试(M2)在距模型箱中心横断面沿纵向两侧各5cm的铜带处(近玻璃面侧和远玻璃面侧)贴应变片来测试土工格栅的应变值。35003000—2500：2000—1500制翅1000500O-500+基准-*-第三阶段6m=-11-=第一阶段2Ⅲ—--第四阶段8m+第二阶段4Ⅲ—·一施工完一预压期一200一150-100-50050100150200近玻璃面铜带距中心横断面距离(m)图4-15M2近玻璃面加筋带应变曲线+基准--Ib-第一阶段2m+第二阶段4Ⅲ,--X--第三阶段6Ⅲ—*-第四阶段8m—·-施工完一预压期一200一150—100-50050100150200近玻璃面铜带距中心横断面距离(珊)图4—16M2远玻璃面加筋带应变曲线分析图4—15及图4—16可知，在整个加载过程中，加筋带拉力(应变)∞∞∞∞∞∞∞0∞∞弘鲫孙加埔mo咱砌 西南交通大学硕士研究生学位论文第90页沿横截面的分饰均表现先在路堤中心附近较大、在两侧的路肩附近位置较小的倒锅底型分布；在路堤填筑6m之后逐渐呈现在路堤中心附近较小、在两侧的路肩附近位置较大的近似“M型"分布规律，并随着加载时间的增加，“M型"的分布愈加显著。加载完成后发现，垫层拉筋的峰值拉力位置与地基产生变形破坏的位置有较好的一致性。在加载期完成进入放置期后，由于加筋垫层产生徐变，其应变有较小程度的回落。此外，远玻璃面加筋带位于中心位置的应变数值在放置预压期突然增大，究其原因应该是试验误差现象。4．土压力盒测试(M2)在地基中心表面处沿横断面方向埋设土压力盒，桩间土埋设2个土压力盒，桩项埋设3个土压力盒，由左至右排列依次为6#、1#、7#、2#、8并，其中l#、2UN试桩间土应力，6#、7#、8#测试桩顶应力。土压力盒应力随时间变化曲线可见图4—17，桩土应力比随时间变化曲线见图4-18。3．53．02．5甜皇2．0奋1．51．00．50．0O20406080100120140160180200时间(min)图4-17M2桩顶与桩间土应力变化时程曲线0255075100125150175200时间(min)图4—18M2桩土应力比变化时程曲线的钙仰弘∞拍加坫m0c篁太慢叫辑 西南交通大学硕士研究生学位论文第91页由图4-17可知，在路堤荷载填筑阶段(0～138．17min)，各土压力盒数据持续增长，在放置期间(138．17～179．83min)，各土压力盒数据变化平缓，位于路堤底面中心位置桩顶的7#土压力盒于模型运转到180min时达到3．048MPa。由图4-18可得桩土应力比随着加载历程呈持续增长趋势且数值较3倍桩径间距情况下大，说明在桩间距变大后，桩群更为充分地承担了上部荷载；此外，桩间土压力在填筑期结束时测试数值也达到了77kPa，已经接近淤泥粘土层的天然承载力，说明桩间土对上部荷载的承载作用得到了较大程度的发挥，倘若桩间距再加大的话，桩间土有被破坏的可能。5．地基变形(M2)(1)位移计测试在地基表面沿纵向布置3个沉降板，再于相对应模型箱盖板上悬挂安装3个位移计传感器来测试沿纵向路堤中心位置地基沉降，位移计间隔为10cm，由远有机玻璃面至近有机玻璃面依次为1#，2#，4#。模型路堤中心沿纵向地表沉降随时间变化曲线可参见图4—19。但是在试验过程中，1#、2#位移计脱离沉降板，导致部分数据丢失。0．O1．02．O粤3．0羹4．o5．06．O7．O8．O时间(Ⅲin)0100200300400500600图4-19M2路堤中心沿纵向地表沉降随加载历程变化曲线由图4-19可知，地基软土沉降在路堤填筑阶段(O～138．17min)持续增长，施工结束后直至工后第四年(138．17"--508．3min)的沉降趋势虽然有所减弱但沉降量还是较大。此外，2#位移计测试数据较大，可见沿路堤纵向位于中心位置的地基沉降较两侧沉降更大一些。此外可以得到，设置5倍桩间距时地基土工后沉降达到其总沉降量的52．3％。(2)读数测量 照片4-3M2运转前剖面情况照片4-4112运转后剖面情况模型二运转前后于贴着有机玻璃面的剖面布置测试点的情况可参见照片4-3与照片4—4：图中路堤位置布置了3排点，由上至下每排命名为路堤2、路堤3、路堤4：地基加固区位置布置了6排点(实际测试5排)，依次命名 西南交通大学硕士研究生学位论文第93页为地基1、地基2、地基3、地基4、地基5。为了测试剖面各点的沉降数据和水平位移数据，便可以采用摄影测量来获取，同时采用读数测量来印证摄影测量的结果。+路堤2一路堤3一路堤4小地基1+地基2+地基3--X--地基4一x一地基5，、暑巳＼／j磐蘸制逗野——400——300-200——1000100200300400距剖面中心距离(ram)图4-20M2剖面沉降变形曲线+路堤2一路堤3一路堤4—∞地基1+地基2+地基3+地基4+地基5，、15要10趔5漤n制u斗一5*一10·—400——300—。200‘’1000100200300400距剖面中心距离(mm)图4-21M2剖面水平变形曲线对于模型二运转后剖面的沉降变形情况和水平变形情况可分别见图4—20与图4-21。由图中可见，地基表面中心位置的沉降为14．494mm，位于地基中心位置；最大水平变形为13．844mm，位于右侧地基表面坡脚附近位置，这也意味着地基破坏剪切面并没有出现在地基表面以下，说明虽然设置5倍桩径的桩间距，地基加固区并没有受到剪切破坏。 西南交通大学硕士研究生学位论文第94页4．5．4模型二(M2)测试结果综述综合分析模型-N试数据，总结得到以下几点：(1)桩身应变沿深度均表现出先增大后减小的趋势，随加载历程则呈现增长趋势；2#桩身应变最大值为345．745u￡，位于距桩顶21．5mm位置。(2)加筋带(铜带)应变随着加载历程呈现增大趋势，于放置期有较小程度的回落。在整个加载过程中，加筋带拉力(应变)沿横截面的分布均先表现为在路堤中心附近较大、在两侧的路肩附近位置较小的倒锅底型分布；在路堤填筑6m之后逐渐呈现在路堤中心附近较小、在两侧的路肩附近位置较大的近似“M型"分布规律，并随着加载时间的增加，“M型”的分布愈加显著。在加载期完成进入放置期后，由于加筋垫层产生徐变，其应变有较小程度的回落。近玻璃面铜带和远玻璃面铜带的最大应变值分别为2873．356pe、2903．246ue，分别位于距铜带中心右80mm处和距铜带中心左80mm处。(3)土压力值随着加载历程的增加而增加，当模型运转到138．17min后(放置期)，土压力值变化趋势较之前平缓。桩项土压力明显大于桩间土压力，最大值为3．048MPa，位于路堤模型底面沿横向中心位置；桩土应力比随着加载历程呈持续增长趋势且数值较3倍桩径间距情况下大，说明在桩间距变大后，桩群更为充分地承担了上部荷载；此外，桩间土压力在填筑期结束时测试数值也达到了77kPa，已经接近淤泥粘土层的天然承载力，说明桩间土对上部荷载的承载作用得到了较大程度的发挥，倘若桩间距再加大的话，即使是打桩处理充分的复合地基，桩间土也有被破坏的可能。(4)位移计的测试值随着加载历程的增加而增加，位移计测试最大值为7．180mm，为地基软土工后4年的总沉降量。此外，此时地基土的工后沉降为总沉降的52．3％。(5)摄影测量数据显示：模型剖面沉降变形曲线基本对称于剖面中心，地基表面中心位置的沉降为14．494mm，位于地基中心位置；模型剖面水平变形曲线也是以剖面中心对称分布的，最大水平变形为13．844mm，位于右侧地基表面坡脚附近位置，这也意味着地基破坏剪切面并没有出现在地基表面以下，说明虽然设置5倍桩径的桩间距，地基加固区并没有受到剪切破坏。 西南交通大学硕士研究生学位论文第95页4．6试验数据综合分析4．6．1桩间距对地基变形的影响重{粤龄锹斗*10b重0趔，盐一b制星一10劐一15-200了◆叫卜_5倍桩径／．j{／，。jj!)。—皇竺芝：二一1。。2。。3。。4I距剖面中心距离(舳)图4-22运行结束后模型地表水平变形曲线q一3倍桩径等6．1■5譬桩径．1／峪．11卢．7_◆创0距剖面中心距离(ram)图4-23运行结束后模型地表沉降变形曲线离心机运行结束后各模型地表水平变形和沉降变形曲线如图4-22和图4—23所示。测试数据表明：模型一(3倍桩径间距)和模型二(5倍桩径间距)的地基表面沉降变形基本对称于路堤中心，地基表面最大沉降值分别为11．665mm和14．494mm；模型一和模型二剖面的水平变形曲线也是基本以剖面5O5O5O，●一● 西南交通大学硕士研究生学位论文第96页中心对称分布的，右侧坡脚地基表面相对应的水平变形值分别为4．635mm和13．844mm，模型二的地表水平变形值较模型一增长了1．99倍，有了大幅度的增大。比较照片4-3与照片4-4可见，桩间距变大后，模型地基软土向两侧挤出明显，沉降变形变大，模型二地基软土的沉降和水平变形持续发展，增长数值较大。可见，地基变形随着桩间距的增大而增大，桩间距的变化对地基水平变化尤为显著。此外，两模型剖面的水平变形最大值均出现在右侧坡脚附近地基表面位置，这也意味着地基破坏剪切面并没有出现在地基表面以下，说明虽然桩间距变大后对地基变形量有较大程度的影响，但是两模型的地基加固区并没有受到剪切破坏。图4-24模型路堤中心地表沉降随加载历程变化曲线模型路堤中心地表沉降随加载历程变化曲线如图4-24所示，由图可见路堤中心地表沉降增长速率在填筑阶段较大，而在工后放置阶段的增长速率平缓。由位移计量测得到模型一和模型二路堤中心地基表面的最终沉降分别为4．56mm和7．18mm；可见路堤中心地表沉降随着桩间距的增大而增大，模型一地表沉降较模型二增长57．46％。此外，设置3倍桩径间距时地基工后沉降为其总沉降的16．15％；设置5倍桩径间距时地基土工后沉降达到其总沉降量的52．3％，远远地超过了总沉降量的20％。可见，设置5倍桩间距并没有有效地控制复合地基的工后沉降。987654321012345678一E一趟帽塥并^EEv世蜉旧形螂孽 西南交通大学硕士研究生学位论文第97页4．6．2桩间距对桩顶和桩间土应力的影响^E、一毯恒璃g^俺包王VR幽“星掣图4-25模型桩顶土压力随加载历程变化曲线图4-26模型桩间土压力随加载历程变化曲线离心机运行结束后各模型桩顶土压力随加载历程变化曲线如图4—25所示，桩间土压力随加载历程变化曲线如图4—26所示。分析以上两图可知：(1)桩顶与桩间土压力值均随着加载历程的增加而增加，当模型运转到98，0540：，∞筠∞两∞筋∞两∞筠∞两∞^Ev毯帽薅群^碍正芎R幽叫臀茸98765432，∞叫吃哈明∞∞叮∞ 西南交通大学硕士研究生学位论文第98页138．17min后(放置期)，土压力值变化趋势较之前平缓；(2)桩顶土压力明显大于桩间土压力，桩群充分地承担了上部路堤荷载；(3)桩项土压力于放置期增长变缓，桩间土压力在放置期间则有一定程度的回落，说明复合地基中的土压力的增长速率并不是随着加载速率的增加而无限增长的，桩顶和桩间土的土压力变化是相互协调发展的。模型桩土应力比随加载历程变化曲线如图4—27所示，由图可知，高强度桩复合地基的桩土应力比数值较大，且随着加载历程和桩间距的增加而增长，在放置期结束时，桩土应力比由3倍桩径间距时的13．829增长至5倍桩径间距的36．698。图4—27模型桩土应力比随加载历程变化曲线综合分析以上三图可得，当桩间距为3倍桩径时，桩顶及桩间土的压力增加相对平缓，复合地基处于稳定状态；当桩间距为5倍桩径时，桩项压力增幅明显大于桩间土压力，桩土应力比急剧增加，桩间土所承受应力接近其承载力，复合地基处于极限状态。此外，桩间距若大于5倍桩径的话，桩土相互协调作用的效果将会产生变化，桩顶会严重刺入加筋垫层致使其断裂，土拱效应会丧失而导致桩间土发生剪切破坏，复合地基将失去承载能力¨04】。4．6．3桩间距对加筋带应变的影响填土完成后(填土8m)模型加筋带应变分布曲线如图4-28所示，由图可知，在加载完成后，不同桩间距模型的加筋带应变沿横断面呈现于路堤中 西南交通大学硕士研究生学位论文第99页心位置附近小，于两侧路肩位置附近大的明显“M型”分布规律。由此可见，高强度桩复合地基加筋带沿线路应变沿横向位鼍是呈“M型"分布规律，这与高强度桩处理复合地基的良好的效果和其较大的刚度是相互联系的。图4-28填土完成后模型加筋带应变分布曲线图4-29模型加筋带应变随加载历程变化曲线图4-29为模型加筋带应变随加载历程变化曲线，由图可知，随着路堤填土荷载的增加，不同桩间距模型垫层的加筋带应变于填筑初期增长速率较缓，∞∞∞∞∞∞∞∞∞∞∞∞∞∞0∞．捣捣拍挖扣侣伯似他们0642乏^urlv姆斟翅 4·6·4桩间距对桩身应变的影晌 西南交通大学硕士研究生学位论文第101页图4-30为施工完成时各模型桩体应变分布曲线，由图可知，在施工完成时，不同桩间距模型的桩身受力沿桩长均大致的表现出先增大后减小的变化规律，最大值均出现在距桩顶21．5mm的位置。距桩顶21．5mm位置桩身应变随加载历程变化曲线可见图4—31。由图4—31可知，随着加载历程的增加，不同桩间距模型的桩身应变均表现住增大的趋势；而且各模型的桩身应变在填筑初期(2m)的增长速率较小，之后一直至施工完成期间的增长速率较大，在工后放置期的变化则趋于平缓。此外，随着桩间距的变大，桩身应变也表现出增长趋势，5倍桩径间距情况下的桩身应变最大值较3倍桩径间距情况下增加了16．68％。4．7本章小结通过两组不同桩间距(3倍桩径间距与5倍桩径间距)的高强度桩(CFG桩)复合地基离心模型试验，可以得到以下结论：(1)地基变形随着桩间距的增大而增大，桩间距的变化对地基水平变化尤为显著。两模型剖面的水平变形最大值均出现在右侧坡脚附近地基表面位置，这也意味着地基破坏剪切面并没有出现在地基表面以下，说明虽然桩间距变大后对地基变形量有较大程度的影响，但是两模型的地基加固区并没有受到剪切破坏。此外，设置5倍桩径间距情况下的复合地基已经接近破坏极限。(2)路堤中心地表沉降随着桩间距的增大而增大，设置5倍桩径间距情况下地表沉降较3倍桩径间距情况下增长了57．46％。另外，设置3倍桩径间距时地基工后沉降为其总沉降的16．15％；设置5倍桩径间距时地基土工后沉降达到其总沉降量的52．3％，远远地超过了总沉降量的20％。可见，设置5倍桩间距并没有有效地控制复合地基的工后沉降。(3)桩顶与桩间土压力值均随着加载历程的增加而增加，当模型运转至放置期后，土压力值变化趋势较之前平缓。桩顶土压力于放置期增长变缓，桩间土压力在放置期间则有一定程度的回落，说明复合地基中的土压力的增长速率并不是随着加载速率的增加而无限增长的，桩顶和桩间土的土压力变化是相互协调发展的。(4)当桩间距为3倍桩径时，桩顶及桩间土的压力增加相对平缓，复合地基处于稳定状态；当桩间距为5倍桩径时，桩项压力增幅明显大于桩间土 西南交通大学硕士研究生学位论文第102页压力，桩土应力比急剧增加，桩间土所承受应力接近其承载力，复合地基处于极限状态。可见，桩间距若大于5倍桩径的话可能出现以下情况¨041：桩土相互协调作用的效果将会产生变化，桩顶会严重刺入加筋挚层致使其断裂，土拱效应会丧失而导致桩间土发生剪切破坏，复合地基将完全失去承载能力。(5)高强度桩(CFG桩)复合地基加筋带沿线路横向位置是呈“M型"分布规律，这与高强度桩处理复合地基的良好的效果和其较大的刚度是相互联系的。随着路堤填土荷载的增加，不同桩间距模型垫层的加筋带应变于填筑初期增长速率较缓，填筑2m之后的增长速率则较大，并于荷载填土完成时加筋带应变达到最大值；而在之后的放置期，加筋带应变则呈现较小幅度的减小规律。此外，随着桩间距的变大，模型垫层的拉筋带应变在总体上也表现出增大的趋势，于填筑初期变化规律并不明显，但是填土4m后变化规律较为明显。(6)不同桩间距模型的桩身受力沿桩长均大致的表现出先增大后减小的变化规律，最大值均出现在距桩顶21．5mm的位置。随着加载历程的增加，不同桩间距模型的桩身应变均表现住增大的趋势；而且各模型的桩身应变在填筑初期的增长速率较小，之后一直至施工完成期间的增长速率较大，在工后放置期的变化则趋于平缓。此外，随着桩间距的变大，桩身应变也表现出增长趋势，5倍桩径间距情况下的桩身应变最大值较3倍桩径间距情况下增加了16．68％。(7)当高强度桩复合地基的下卧层为较硬持力层时，宜设置3倍桩径的桩间距。因为在设置5倍桩径间距情况下的复合地基已经接近破坏的极限；而设置3倍桩径间距时，复合地基能够稳定地承担上部的路堤荷载，承载力特性及变形特性均有较好程度的表现。此外，如果既要把桩间距变大，又要使复合地基稳定地发挥其承载力，于桩顶加设桩帽¨051是一个很好的选择，这也应该是今后复合地基研究工作中的一个重点课题。 西南交通大学硕士研究生学位论文第103页第5章复合地基沉降计算分析初探采用复合地基技术可以提高地基承载力，减小地基沉降。特别是在深厚软弱地基上应用复合地基技术具有良好的经济效益和社会效益，因而在深厚软弱地基上进行工程建设时控制沉降特别重要。深厚软土地基地区发生的建筑工程事故不少是由于沉降过大，特别是不均匀沉降过大引起的。事实上不难发现，不少工程采用复合地基主要是为了减少沉降，因此复合地基沉降计算在复合地基设计中有很重要地位。特别是采用按沉降控制设计，沉降计算在设计过程中的地位就更为重要。但就目前的认识水平，复合地基沉降计算水平远低于复合地基承载力的计算水平，也远远落后于工程实践的需要。目前，对各类复合地基在荷载作用下应力场和位移场的分布研究较少，实际资料更少，复合地基沉降计算理论还很不成熟，正在发展之中，不少学者也结合自己的工程实践经验提出了一些沉降计算方法。5．1以沉降量为控制指标的复合桩基设计5．1．1桩土共同作用基本概念在刚性基础荷载作用下，目前常规的桩基础设计概念是不考虑承台底下的桩和土体共同承受承台以上的荷载。要么全部由土体承受，这就是天然地基上的基础设计。但只要有桩，就要全部由桩承受，这就是桩基础。这种概念太绝对化，中间应该有一个过渡状态。在天然地基的基础下面增加几根桩，但这几根桩又不足以承受全部上部荷载；或者，在常规设计的桩基础中抽掉一部分桩。这种过度状态会不会产生危险?桩与土能不能共同工作?如共同工作，实际的受力机理是怎样的?在设计中要应用桩土共同工作的概念时必须考虑哪些问题?因此，桩土共同工作的讨论是近一、二十年来地基基础工程研究中的一个热点。许多人用不同的方法研究这个问题，得到了不同的结论。例如用弹性理论研究桩土共同工作的课题，就得到桩土分担承台上部荷载时的固定分担比。但这个结论是不对的。它的错误并不在于数学推导，而是错用了弹性理论，歪曲了土的力学性质，这一错误结论的影响甚大阳91。然 西南交通大学硕士研究生学位论文第104页而在柔性基础荷载的作用下，由于桩土应力比数值较刚性基础作用下小，桩间土分担了更多的荷载，桩侧负摩阻力的增强作用使得桩间土承载力比较大。随着荷载增加，桩间土必将首先破坏，桩间土承载力充分发挥，不足部分由桩承担；原因是柔性基础复合地基对桩土应力比有调节能力，可以在一定程度上减小桩体应力，并使桩间土的承载力得到充分发挥。为了提高柔性基础下复合地基桩土荷载分担比，减小复合地基沉降，可在复合地基和柔性基础之间设置刚度较大的垫层，如灰土垫层、土工格栅碎石垫层等。不设较大刚度的垫层的柔性基础下桩体复合地基应慎用。为了改善刚性基础下复合地基性状，常在复合地基和刚性基础之间设置柔性垫层。柔性垫层一般为砂石垫层。设置柔性垫层可减小桩土荷载分担比，同时可改善复合地基中桩体上端部分的受力状态。柔性垫层的存在使桩体上端部分中竖向应力减小，水平向应力增大，造成该部分桩体中剪应力减小，这对改善低强度桩的桩体受力状态是非常有利的。设置柔性垫层可增加桩间土承担荷载的比例，较充分利用桩间土的承载潜能。5．1．2沉降控制设计基本概念^￡U、一∞枷世瞎允许沉降量设计桩数桩数(n)图5-1桩基沉降与桩数的关系由桩土共同作用机理可知，桩土弹性变形的协调概念是应该抛弃的。在柔性荷载的作用下，桩土共同工作的实际过程简化为超过桩间土的极限承载状态和超过桩的极限承载力两个阶段。这样，以沉降量为控制指标的复合桩 西南交通大学硕士研究生学位论文第105页基的设计方法既能充分反映桩土共同工作的客观过程，又能在工程中广泛应用。桩基础设计中强度条件与变形条件是相互独立的且必须同时满足的条件。这是结构设计中最基本的原则。依照这两个条件，以沉降量为控制指标的复合桩基设计方法的基本概念归结为以下两点：1．以变形条件为控制条件，并直接以变形条件确定布桩数量对于每一种建筑结构，对于一种确定的桩型，都可以找到桩的数量与这幢建筑物沉降量之间的一条关系曲线s=f(n)(如图5-1)，同时也可以写成n=F(S)，利用这条曲线，对于不同的沉降控制量值S。，都可以直接确定相应的用桩数量。‰≥H5)(5—1)式中：‰一设计用桩量2．以桩土共同工作的极限状态为强度验算条件桩土共同作用是一个典型的非线性过程。复合地基在上部柔性荷载作用下，可以将桩土共同工作的过程简化为两个阶段：第一阶段，当荷载较小，桩与桩间土共同承担上部荷载直至桩间土的极限状态。第二阶段，桩间土破坏后，上部荷载则全部由桩承担直至群桩的极限承载状态。在漫长的沉降发展过程中，桩与土的应力状态还一直在变化。但是桩土共同作用最终极限状态却很容易表达：桩土共同工作的承载力不小于全部桩的极限承载力加上桩间土的极限承载力之和。CFG桩复合地基对减小软弱地基上的建筑物的沉降和不均匀沉降有着明显得效果。随着桩长、桩径和置换率等参数达到一定的极限值时，CFG桩复合地基对减小基础沉降的作用就会变得不太明显。在工程中，不同的建筑物或构筑物对沉降变形有不同的要求，在保证安全且不影响使用功能的前提下允许有适当的沉降变形。因此，只要将复合地基的沉降控制在允许变形的范围内，便可以达到经济效益的最优和各种参数的合理组合。5．2复合地基沉降计算的现状在各类实用计算方法中，通常把复合地基沉降量分为两部分——复合地基加固区压缩量和下卧层压缩量，如图5-2所示。至今提出的复合地基沉降实用计算方法中，对下卧层压缩量S：大都采用 西南交通大学硕士研究生学位论文第106页分层总和法计算，而对加固区范围内土层的压缩量S。则针对各类复合地基的特点采用一种或几种计算方法计算。在铁路工程中，设置的加筋垫层的厚度相对较厚，故加筋垫层的压缩量S。是不应该被忽略的。荷载图5—2复合地基沉降示意图5．2．1加固区土层压缩量S，的计算方法1．复合模量法(E，。法)将复合地基加固区中增强体和基体两部分视为一复合土体，，采用复合压缩模量E。。评价其压缩性，并采用分层总和法计算加固区的压缩量。在复合模量法中，将加固区土层分成n层，每层复合土体的复合压缩模量为E。，加固区土层压缩量S．的表达式为‘s：争玺日，(5—2)：’Ec。j式中：卸i一第i层复合土上附加应力增量；日一第i层复合土层的厚度。竖向增强体复合地基复合土压缩模量E。。可采用面积加权平均法得到，即E岱=mE船+(1一m)E。(5—3)式中：E。。一桩体压缩模量；E。。一桩间土压缩模量；Ⅱr一复合地基置换率。这种方法是等应变条件下的推导结果，对于基础和下卧层均为刚性的复 西南交通大学硕士研究生学位论文第107页合地基有一定的合理性。然而，若下卧层具有一定的压缩性，在复合地基与基础之间也设置具有压缩性的垫层，导致桩体向下卧层和垫层有一定的刺入量，等应变条件失效。若在等应变条件失效的情况下仍采用复合模量法，即要求桩体变形和桩间土变形一致，实际由桩间土承担的荷载被人为地转移到了桩体上，因而夸大了桩体的作用。对于柔性基础下和路堤下的复合地基，这种夸大作用更为明显。但复合模量法采用平均基底压力计算沉降，计算时采用的桩间土荷载大于桩间土实际承担的荷载，一定程度上弥补了夸大桩体作用的缺陷，但其力学概念不明确。总之，复合模量法利用弹性力学平面问题理论将桩土的模量按面积加权综合考虑，这样就充分考虑了桩强度的发挥，这些假设比较符合刚性基础下复合地基变形的实际情况，因此复合模量法用在刚性基础上能够取得比较好的结果。而在柔性基础下，桩和土的变形有不协调的趋势，桩有相对刺入柔性基础中的趋势，桩的强度并不能充分发挥，这与复合模量法计算假设相差较大，因此会造成实测值比理论计算值大得多的情况。2．应力修正法(E，法)在竖向增强体复合地基中，增强体的存在使作用在桩问土上的荷载密度比作用在复合地基上的平均密度要小。在采用应力修正法计算中，根据桩间土分担的荷载，按照桩间土的压缩模量，采用分层总和法计算加固区土层的压缩量。在计算分析中忽略增强体的存在。采用应力修正法(E。法)，桩间土分担的平均荷载按下式计算Ps2百赢面钏sP㈨q’式中：p一复合地基表面平均荷载集度：a。一应力修正系数；n和m一分别为复合地基桩土应力比和复合地基置换率。复合地基加固区的压缩量采用下式计算岛=窆等E=口。窆等日，asSls(5—5)1a．。si1J'si式中：卸“一复合地基中第i层桩间土上附加应力增量：△p，一天然地基在荷载P作用下第i层土上的附加应力增量；a。一应力修正系数； 西南交通大学硕士研究生学位论文第108页岛。一天然地基在荷载p作用下相应厚度内的压缩量。应力修正法未对复合地基加固区土体的变形条件作出假设，但该法未考虑桩土的相互作用，同时又引入了一个新的参数，即桩土应力比rl。对于碎石桩复合地基，桩土应力比变化范围较小。但对于诸如水泥土桩和低强度桩复合地基，桩体模量变化较大，桩土应力比变化也很大，很难准确确定。3．桩身压缩量法(E。)桩身压缩量法(E。法)通过计算桩身压缩量得到加固区的压缩量。设桩体的上下刺入量为△，桩身压缩量为J。，则加固区土层的压缩量s为毛=sp+△(5—6)在桩身压缩量法中根据作用在桩体上的荷载和桩体变形模量计算桩身压缩量。竖向增强体复合地基分担的荷载为1+m(—n-1)=口pP(5—7)，5——2口p妯一¨式中：p一复合地基上平均荷载密度；口。一应力集中系数。若桩侧摩阻力为均匀分布，桩底端乘力密度为p。。，则桩身的压缩量为5。：—tapp+—Pho)，(5—8)5。=一ZLa一石JP2Ep式中：E。一桩身材料变形模量；卜一桩身长度，即加固区的厚度。若桩侧摩阻力分布不是均匀分布，则需先计算桩身应力沿深度的变化情况，进行积分，可得到桩身的压缩量。计算也可考虑桩身变形模量沿桩长方向的变化。压缩量s．的表达式为铲矿△：上筠加△(5．9)式中：耳G，p)一桩身变形模量，可以是深度z和桩身应力rJ的函数；Pp(z)一桩身应力沿深度变化的表达式。桩身应力计算涉及到桩体分担的荷载和桩侧摩阻力的分布。目前，还没有一个被普遍接受的桩侧摩阻力的分布形式。采用桩身压缩量法计算复合地基沉降困难可能很大大，首先难以确定的桩土应力比；其次，桩体的上下刺入量也是需要研究的课题；另外，桩底端承力的估计可能误差也会较大。总 西南交通大学硕士研究生学位论文第109页的来说，复合地基加固区压缩量的数值相对较小，特别是在深厚软土地基中应用复合地基技术，加固区压缩量占复合地基沉降总量中比例较小。5．2．2下卧层土层压缩量S：计算方法下卧层土层压缩量S：算方法通常采用分层总和法计算，即旷喜甓日!--喜等争耻喜等E睁㈣式中：P。，一根据第i分层的白重应力平均值生学(即仇)从土的压缩曲线上得到的相应空隙比；q，一根据第i分层自重应力平均值生学与附加应力平均值垒学之和(即p：，)，从土的压缩曲线上得到相应的空隙比；Ⅳ，一第i分层土的厚度；ji一第i分层土的压缩系数；E。一第i分层土的压缩模量。·在计算下卧层压缩量岛时，作用在下卧层上的荷载是比较难以精确计算的。由于CFG桩复合地基置换率较低并设置加筋垫层，同时考虑到桩尖处应力集中范围有限，下卧层内应力分布可按褥垫层上的总荷载计算，即作用在褥垫层底面的压力仍假定为均布，并根据通用的Buossneiqs半无限空间解求出复合体底面以下的附加应力，由此计算下卧层变形量。目前在工程应用上，通常采用下述几种方法计算。1．压力扩散法应力扩散法计算加固区下卧层上附加应力示意图如图5-3(a)所示。复合地基上加载密度为P，作用宽度为B，长度为D，加固区厚度为h，压力扩散角为卢，则作用再下卧层上和荷载为P。：’：丝(5—11Ph)5—(B——+—2—h—tg—H—)—(LD—+—2—h—t—g—H—)。b一’对条形基础，仅考虑宽度方向扩散，则上式可改为： 西南交通大学硕士研究生学位论文第110页卜且一p^2—B—+—2三h—tg—HBD卜且⋯'j(5-12)獬嘞图5-3下卧层附加应力计算示意图2．等效实体法等效实体法计算加固区下卧层上附加应力示意图如图5-3(b)所示。复合地基上加载密度为P，作用宽度为B，长度为D，加固区厚度为h，f为等效实体侧摩阻力密度，则作用再下卧层上和荷载P。为：P：——(5一bBDp-(2B+2D)hf13)P5——1万一。沪对条形基础，上式可改为：，，王'P占=尸一等f(5—14)应用等效实体法计算复合地基下卧层顶面荷载的关键是周围土体对等效实体摩阻力的确定，目前还没有一个被普遍接受的确定方法。3．改进Geddes法S．D．GeddeS(1966)认为长度为L的单桩在荷载Q作用下对地基土产生的作用力，可以近似地以桩端集中力Q。、桩侧均匀分布的摩阻力Q，、和桩侧随深度线性增大分布的摩阻力Q『三种形式荷载代替。S．D．Geddes根据弹性理论半无限空间体中作用一集中力的Mindiin应力解导出了单桩的上述三种形式荷载在地基中产生的应力计算公式，即： 西南交通大学硕士研究生学位论文第111页二荔2K三j善二二4K，+≥：QK，，rc5—15，=Qpp|e+Q，r|0+Ql，|0式中：K。，K，，K，为竖向应力系数。对于群桩复合地基，可求出各单桩在地基中产生的应力，叠加后即得群桩在地基中引起的附加应力。黄绍铭等n叫建议采用下述方法计算下卧层土层中应力。复合地基总荷载为P，桩体承担P，，桩间土承担P，=P-p，。桩间土承担的荷载P，，在地基中所产生的竖向应力s。。，其计算方法和天然地基中应力计算方法相同。桩体承担的荷载p。在地基中所产生的竖向应力采用Oeddes法计算。然后叠加两部分应力得到地基中总的竖向应力。在进行复合地基荷载分解时，该法要涉及到桩土应力比。．4．有限元法数值计算也是复合地基变形分析和计算中较为常用的方法。有限元法是利用电子计算机的一种有效的数值分析方法，随着计算机的发展，有限元方法的理论和应用在近四十年出现了空前的繁荣，目前国际上通用有限元程序己达300多个。其理论基础是基于变分原理的里兹(Riz)法。基于变分原理建立的有限元方程和经典里兹法的主要区别在于前者假设的近似函数不是在全求解域，而是在单元上规定。60年代以后，在有限元法中主要应用伽辽金法(Galekrin)，利用加权余量的方式来确定单元特性和建立有限元求解方程，这使得在不存在变分泛函的情况下也可以使用有限元法，从而大大扩展了有限元的使用范围。使用有限元法求解主要优点在于：(1)可以用于求解非线性问题；(2)易于处理非均质材料、各向异性材料；(3)能适用于各种复杂的边界条件。很多岩土工程问题要找到弹性力学基本解非常困难，可以利用有限元法求解各种具有复杂地质条件、应力历史、边界条件的问题。1966年，cluohg和woodward首先将有限元法引入土力学。60年代后期，开始将有限元法应用于桩体分析，可以用它来揭示桩的受力特性，并与实测结果相验证，以指导桩的设计与施工。复合地基在荷载作用下的沉降也可采用有限元法进行计算。有限元法在几何模型处理上大致分为两类：一类在单元划分上把单元分为增强体单元和 西南交通大学硕士研究生学位论文第112页土体单元，并根据需要在增强体单元与土体单元之间设置或不设置界面单元；另一类在单元划分上把单元分为加固区复合土体单元和非加固区土体单元，复合土体单元采用复合体材料参数。5．2．3规范计算法在《建筑地基基础设计规范》(GB50007—2002)中涉及到复合地基沉降计算方法。工程中应用较多的沉降变形计算方法是复合模量法，计算时复合土层分层与天然地基相同，复合土层的模量等于该层天然地基模量考倍，加固区和下卧层土体内的应力分布采用各向同性均质的直线变形体理论，复合地基沉降变形可按下式计算：Sc刮喜参眠qHr-,少姜。爱∽qH-)】(5．16)式中：％一加固区范围内土层分层数；玎，一沉降计算深度范围内(下卧层)土层总的分层数；阮一对应于荷载效应准永久组合时基础底面处的附加压力，kPa；E“一基础底面下第i层土的压缩模量，MPa；z，，zN一基础底面至第i层土、第i一1层土底面的距离，m；f，f一，一基础底面计算点至第i层土、第i一1层土地面范围内平均附加应力系数，可由《建筑地基基础设计规范》中附表查得；考一加固区土的模量提高系数，咒=孚；3呔lf，一沉降计算修正系数，根据地区沉降观测资料及经验确定，因为地基变形是在不考虑上部结构刚度影响下进行的。对于加固区土的模量提高系数髻，JGJ79--2002《建筑地基处理技术规范》中规定：CFG桩和夯实水泥土桩复合地基，复合模量表达式为：E。。=nE(5—17)s式中：E。一天然地基土压缩模量；毒一模量提高系数，刀=等(厶为复合地基承载力特征值，厶3豳为基础下天然地基土承载力特征值)。 西南交通大学硕士研究生学位论文第113页5．2．4桩体刺入垫层量计算目前对桩体刺入柔性垫层的沉降研究还较少，实测也较困难。根据桩项发生刺入沉降时土体的受力情况可以建立桩顶力与刺入沉降的关系n利。根vesictJ、孔扩张理论晰：Mohr—Coulomb材料球形孔极限扩孔压力P。为：。：—4(ccosH+—Zosin／-／)(5—18)P1。2———_—_—■一L3—3一sin爿式中：E。为土的初始应力。塑性区的最大半径乙为：r：f竺坐当塑严Ⅳ‘(5．19)p2L面雨蒜彦j∞1∽式中‘为球形孔初始半径，当，．=乙，P=P。时可得弹塑性交界面上土体径向位移为：甜，=万1+／2r屏(5—20)图5—4桩体刺入垫层示意图球孔体积变化为：y：K+心．．2。ubO一嘭p。一2(1—2V)pr,，】(5—21)￡式中K，K分别为球孔弹性塑性体积变化。设桩端力为P。作用于半球面的球形扩张力为n=Pb／br2，如图5-4所示。当桩端贯入深度为sp时，其贯入 西南交通大学硕士研究生学位论文第114页巧=br02s。(5—22)由于是半球面贯入，根据贯入体积等于球形体的弹塑性体积变化可得：％：去矿(5—23)当P。