旋噴樁復合地基加固技術應用研究

江健宏 張宏博 李莉莉

(1.山東省交通規劃設計院，山東 濟南 250031; 2.山東大學齊魯交通學院，山東 濟南 250061)

隨著交通網絡的日益發達，路基或堤壩工程下穿既有橋梁的現象越來越多，對公路或水利壩體的設計提出了諸多難題。其中，由于堆載產生的負摩阻力及側向土壓力會對既有橋梁樁基穩定性及沉降產生較大的影響，有必要對其進行評估，并對地基進行加固處理，以保護橋梁安全。然而，在地基處理技術的選擇中，由于存在施工凈空受限，以及振動沉樁方式對樁基穩定會造成較大影響等問題，諸如PHC管樁、振動沉管樁、攪拌樁等樁型的采用會受到很大限制而難以應用。經方案比選，高壓旋噴技術可在較大程度上克服上述技術難題。該技術是將帶特殊噴嘴的注漿管通過鉆孔至土層預定位置后，采用高壓設備使漿液或水成穩高壓流沖切壞土體，并在噴射漿液的同時以一定的速度旋轉和提升，形成水泥土柱體，并與樁周土體形成旋噴樁復合地基共同承載，從而提高地基承載力，減少地基沉降[1]。

因此，本論文依托京杭運河萬年復線船閘的新建大堤下穿某大型橋梁工程，采用了高壓旋噴技術對地基進行加固，對旋噴樁處治地基的布樁設計及參數進行了介紹，并通過現場檢測確定了旋噴樁身強度、模量及地基承載力。在此基礎上，對處理前后樁周土體的沉降變形進行了復核計算。本論文可為類似工程案例提供良好的借鑒意義。

1 工程概況

京杭運河萬年復線船閘的新建大堤在某大橋33號、34號橋墩中間穿過，如圖1所示，堤壩頂標高36 m，橋下凈空約7 m，堤壩高度5.45 m，堤壩坡度1∶3，堤壩下的地基土自上而下共分為7層：①粘土，灰色，可塑，干強度中等，刀切面光滑，含少量有機質，層厚2.3 m；②淤泥質粘土，黃褐色，軟塑，見錳鐵氧化物及灰藍條紋,層厚6.1 m；③粘土，黃褐色，硬塑，粘性較好，干強度中等，粘粒含量高，偶見姜石，層厚5.1 m；④粘土，褐黃色，硬塑，粘性較好，見灰藍條紋及錳鐵氧化物，混少量砂粒,層厚3.8 m；⑤中砂，黃褐色，飽和，中密，砂質不純，含粘土團塊，顆粒不勻，級配較好,層厚2.3 m；⑥全風化頁巖，灰色，風化強烈，原巖質結構基本破壞，呈土塊狀，手掰易碎，層厚4.5 m；⑦強風化頁巖，灰色，砂質結構，層狀構造，取芯呈碎塊狀，錘擊易碎。層厚10 m。地下水位4.8 m。

堤壩的堆載會引起土體產生新的固結沉降，而樁周土體的沉降會對樁身產生負摩阻力[2-4]，導致樁基容許承載力下降，同時土體的不均勻沉降會導致樁周土體的側向變形，從而引發樁基的側向撓曲變形[5]，有可能造成樁基或者橋墩的結構破壞，基礎的沉降將對上部結構產生不利影響。本工程采用高壓旋噴樁加固地基，用于提高堤壩地基承載力，并減少地基土沉降。

2 單樁承載力和復合地基承載力的確定

本工程中旋噴樁設計樁徑為0.6 m，樁間距為1.6 m，樁長18.5 m，三角形布樁。

2.1 單樁豎向承載力特征值

根據JTG D63—2007公路橋涵地基與基礎設計規范[6]，高壓旋噴樁單樁承載力特征值根據樁周和樁端土提供的抗力及樁身材料強度，分別按式(1),式(2)計算，取兩式計算結果的較小值。

(1)

Ra≤ηfcuAp

(2)

其中，fcu為樁身材料立方體抗壓強度;η為樁身強度折減系數;up為樁的周長;n為樁長范圍內所劃分的土層數;qsi為樁周土第i層土的側阻力特征值;li為樁長范圍內第i層土的厚度;qp為樁端地基土未經修正的承載力特征值;α為樁端天然地基土的承載力折減系數。經計算得單樁豎向承載力特征值為397.4 kN。

2.2 復合地基承載力特征值

高壓旋噴樁復合地基承載力特征值采用式(3)進行計算：

(3)

其中，Ap為樁的截面積；β為樁間土承載力折減系數，根據上文中旋噴樁的布樁形式，計算得到面積置換率:

m=d2/(1.05s)2=0.127。

經計算得復合地基承載力特征值為247.4 kPa。

3 荷載試驗

為驗證復合地基承載力計算值的可靠性，在復合地基施工結束后進行了單樁荷載試驗和單樁復合地基試驗，其中單樁荷載試驗、單樁復合地基試驗各3組。試驗嚴格按照JGJ 79—2012建筑地基處理技術規范[7]進行。在荷載試驗進行前，對旋噴樁進行了低應變檢測，檢測結果表明各樁身基本完整，同時對樁身取樣進行了無側限抗壓強度試驗，試驗結果表明樁身無側限抗壓強度和變形模量分別為6.5 MPa和1.1 GPa。

單樁荷載試驗采用直徑為0.6 mm的圓形承壓板，樁長18.5 m，3組荷載試驗Q—S曲線見圖2。

根據《建筑地基處理技術規范》規定的單樁軸向承載力特征值Ra及單樁復合地基承載力特征值fspk(s/b=0.006)，如表1,表2所示。

表1 單樁承載力特征值Ra kN

表2 單樁復合地基承載力特征值fspk kPa

單樁復合地基荷載試驗承壓板尺寸為1.6 m×1.6 m，試驗時樁、承壓板和千斤頂的中心在同一直線上，承壓板下鋪150 mm厚砂石褥墊層，樁長為18.5 m，面積置換率為0.127，試驗最大荷載為500 kN。4組P—S曲線如圖3所示。

從圖2，圖3可以看出，高壓旋噴樁及其單樁復合地基在豎向荷載作用下具有類似的變形模式，極限荷載不明顯，在豎向荷載作用下，旋噴樁復合地基相繼出現壓密，局部剪切破壞。

表1結果表明，旋噴樁單樁承載力實測值比計算值要大，這主要是由于旋噴樁施工采用高壓噴射和土層差異導致樁周摩阻力增大，而計算值采用的是平均直徑。

表2結果表明,經處理后的復合地基承載力特征值大于247.4 kPa，滿足要求。

4 地基沉降量

4.1 處理前的地基沉降量

堤壩填土荷載引起原地基的固結沉降，在地基未進行高壓旋噴樁處理前，采取布西奈斯克原理和分層總和法確定地基的壓縮層厚度和沉降量[8-10]。

由于堤壩長寬比較大，因此在計算樁基位置附加應力過程中可視為半無限彈性體表面作用無限長條形分布荷載，作為平面應變問題進行計算分析。

在土體表面作用均布條形荷載P，其分布寬度為b，計算土中任意一點的豎向應力σz如式(4)所示。

(4)

其中，m=z/b;n=x/b。

在土體表面作用三角形條形分布荷載，其最大值為P，計算土中任意一點的豎向應力如式(5)所示。

(5)

其中，m=z/b;n=x/b。

由于對于三角形分布荷載與矩形分布荷載作用于半無限空間體附加應力存在理論解，因此把堤壩荷載劃分為三角形荷載與矩形荷載7部分，如圖4所示。則堤壩荷載對O點處的附加應力：

σz=σz(hbo)+σz(ehi)-σz(eaf)+σz(eji)-σz(edf)+
σz(jgc)+σz(hjgo)

(6)

地基土中深度Z處的豎向自重應力為：

σCZ=∑γihi

(7)

當土層位于地下水位以下時：

(8)

根據地基土的試驗參數計算出各層的附加應力和自重應力，根據0.2應力比法確定地基壓縮層厚度為20.9 m。

沉降計算依據分層總和法，計算結果如表3所示。

(9)

表3 沉降計算表

4.2 處理后的地基沉降量

對地基進行加樁處理后的地基沉降量，通過復合模量法計算。根據相關規范，復合模量采用式(10)進行計算:

Esp=mEp+(1-m)Es

(10)

地基沉降計算結果如表4所示。

表4 旋噴樁復合地基沉降預測值

通過計算比較可以看出，旋噴樁處理后的復合地基沉降量大幅度減少。

5 結論

1)既有樁基周圍土體在堆載作用下會產生較大的沉降，引起樁身產生負摩阻力，從而導致樁基外荷載增大，承載能力降低。

2)經現場檢測及承載力試驗表明，由于高壓旋噴施工過程中的漿液擴散，高壓旋噴樁實際直徑大于設計直徑，處治地基后的承載力高于設計值，能夠滿足工程需求。

3)地基采用旋噴樁處理后，經計算工后沉降明顯減少，基本消除了堆載對樁身產生的負摩阻力，可滿足設計要求。