大面积堆载下软土区桥梁桩基变形机理及预防措施研究.pdf

第 20 卷 第 11 期2023 年 11 月铁道科学与工程学报Journal of Railway Science and EngineeringVolume 20 Number 11November 2023大面积堆载下软土区桥梁桩基变形机理及预防措施研究马迪1，李双龙2,3，魏丽敏2，何群2(1.陕西师范大学 国有资产管理处，陕西 西安 710119；2.中南大学 土木工程学院，湖南 长沙 410075；3.南昌工程学院 水利与生态工程学院，江西 南昌 330099)摘要：软土区大面积堆载极易引发桥梁桩基时效性横向变形，但其变形机理及预防措施目前仍缺乏深入研究。依托典型堆载致桥墩偏移工程案例，开展固结-蠕变试验阐明软土时效性变形特征，比选最佳描述模型。将一维KOPPEJAN模型扩展至三维形式，基于ABAQUS平台开发对应用户材料子程序，并将其应用至有限元模型中。基于已验证的有限元模型，研究桩基响应及桩侧横向附加荷载时效性变化规律，进一步考察微型隔离桩和应力释放孔对桩基偏移的主动防控效果，据此提出适用工程建议。研究结果表明：相比MESRI模型和TIME-HARDENING模型，一维KOPPEJAN模型更适合描述该场地软土时效性变形特征，改进的扩展KOPPEJAN模型可以较好地还原该工程桩基桥墩的时效性偏移过程；随着堆载时间的延长，软土侧向变形持续增大，桩侧横向附加荷载持续增加至趋于稳定，但其沿深度的分布基本不变，主要分布在软弱土层内(4.032.0 m)；深厚软土条件下，尽管微型隔离桩能够改善该桥梁桩基的受力行为，但很难将该承台偏移量控制在8.0 mm以内；采用孔深与软土厚度相同的应力释放孔可以减小承台偏移量60%以上，达到较好防治效果，但应注意应力释放和桩顶荷载联合作用引发的反向扰曲变形，建议钻孔施工完成后及时进行回填处理。研究成果可为主动防控堆载引发的墩台偏移等病害提供理论指导。关键词：桥梁桩基；大面积堆载；变形机理；微型隔离桩；应力释放孔中图分类号：TU473 文献标志码：A 文章编号：1672-7029（2023）11-4151-12Deformation mechanism of bridge pile foundation in soft soil under large-scale surcharge load and its preventive measuresMA Di1,LI Shuanglong2,3,WEI Limin2,HE Qun2(1.Section of State-owned Assets Management,Shanxi Normal University,Xian 710119,China;2.School of Civil Engineering,Central South University,Changsha 410075,China;3.College of Water Conservancy and Ecological Engineering,Nanchang Institute of Technology,Nanchang 330099,China)Abstract:Large-scale surcharge loads in soft soil areas frequently trigger time-dependent lateral deformation of bridge pile foundations,and its deformation mechanism and preventive measures still lack in-depth research.In 收稿日期：2023-07-04基金项目：国家自然科学基金资助项目(51878671)；江西省教育厅科学技术研究项目(GJJ2201509)通信作者：魏丽敏(1965)，女，河南舞阳人，教授，从事基础工程方面的教学与科研工作；E-mail：DOI:10.19713/ki.43-1423/u.T20231062铁 道 科 学 与 工 程 学 报2023 年 11月this paper,based on a typical case of bridge pier deflection caused by surcharge load,consolidation-creep tests were carried out to illustrate the time-dependent deformation characteristic of the soft soil,and the best descriptive model was selected by comparison.The one-dimensional KOPPEJAN model was extended to a three-dimensional form,and the corresponding user-material subroutine was developed based on the ABAQUS platform.The subroutine was applied to a numerical model.Based on the validated numerical model,the time-dependent variation of the pile foundation response and the lateral additional load acting on the pile side were investigated.In addition,the preventive effect of micropiles and stress release holes on the pile foundation deflection was further investigated.Some applicable engineering recommendations were proposed accordingly.The results show that the one-dimensional KOPPEJAN model is more suitable than the MESRI and TIME-HARDENING models for characterizing the soft soil time-dependent deformation at the engineering site.The extended KOPPEJAN model can well reproduce the deflection process of the piled bridge piers.With the increase in loading time,the lateral deformation of soft soil continues to increase,and the lateral additional load acting on the pile side continued to increase until it stabilized,but its distribution along the depth is unchanged,which is mainly distributed within the soft soil layer(4.032.0 m in this paper).For deep soft soil conditions,although micropiles can improve the force behavior of pile foundations,it is difficult to correct the deflection of the cap within 8.0 mm.The application of stress release holes with the same depth as the thickness of the soft soil layer can reduce the cap deflection by more than 60%,realizing a better control effect.But attention should be paid to its reverse deformation caused by the combined effect of vertical load from the pile top and stress release.Therefore,it is recommended that backfilling be performed promptly after completion of drilling.The research results can provide theoretical guidance for the active prevention and control of pier deflections caused by surcharge loads.Key words:bridge pile foundation;large-scale surcharge;deformation mechanism;micropile for isolation;stress release hole 为限制高铁轨道的工后沉降差异，在高铁通过特殊地基土(如深厚软土1、湿陷性黄土2等)区段多会采用“以桥代路”的建造方式。然而，随着线路的逐渐加密，邻近堆载致使很多尤其是软土地区35的高铁线路桥梁桩基发生横向变形。为揭示堆载作用下软土区桥梁桩基横向变形机理，BIAN等3结合离心试验，采用数值模型获得了桩长及土层参数变化对桩身响应的影响规律；李双龙等6通过现场堆载试验测得了短期桩基时效性变形数据，并进一步揭示了桩土相互作用过程中桩间土体水平应力变化机理；马迪7则结合具体工程案例，考虑软土大变形，应用耦合欧拉拉格朗日有限元模型研究了堆载作用下桥梁桩基的内力与变形特征。此外，堆载作用下软土侧向变形呈现明显时效性特点8，WANG等5,911采用考虑软土固结效应的数值模型，研究了堆载条件下软土时效性变形对邻近桩基的影响。对于长期荷载而言，考虑蠕变效应更能反映侧移软土桩基的时效性相互作用10。然而，上述多数研究仅考虑了软土主固结效应对桩基变形的影响，并且缺乏对堆载致软土区桥梁桩基变形机理的深入研究，特别是在揭示桥梁桩基桩侧被动荷载时效性分布与变化方面。微型桩12和应力释放孔13被广泛应用来预防地基附加荷载对既有建筑物的扰动影响。然而，在对2种工程措施的预防效果进行评估时，以往大多数研究忽略了以上所述的土体变形时效性特征，而仅将土体模拟为与时间无关的弹性体或弹塑性体1213，造成评估结果与实际情况差异较大。本文结合典型软土区桥梁墩台偏移工程案例，开展系列固结蠕变测试研究软土时效性变形特征，采用相关系数比选最佳固结蠕变模型；扩展一维KOPPEJAN模型以刻画软土时效性侧向变形特征，4152第 11 期马迪，等：大面积堆载下软土区桥梁桩基变形机理及预防措施研究通过软土材料用户子程序将扩展KOPPEJAN模型嵌入到以工程案例为原型的数值模型；基于已验证的数值模型，研究桩基内力与变形的时效性分布与变化，揭示桩基横向变形机理。此外，建立具有不同桩长和刚度的微型桩和不同深度和直径的应力释放孔预防措施方案，考察2种工程措施的防治效果，并进一步提出合理工程建议。1 工程案例描述所研究桥梁桩基础属于某沿海软土区域高速铁路。该桥梁建设完成后，附近密集建筑施工致使大面积开挖土体被堆置一侧，堆土高度 2.04.0 m，沿651号桥墩至655号桥墩呈梯形分布，见图1(a)，堆土放置时间大约持续224 d。堆土边界离承台边界距离2.07.0 m不等。如此大面积的近距离堆载引发了651号655号桥梁墩台的显著偏移。根据现场测量，653 号承台横向偏移量达到27.8 mm，墩顶偏移量达到14.6 mm，承台横向偏移发展见图1(b)。从图中可以看出，承台横向偏移随堆载时间的延长而逐渐增大，呈现出显著的时效特征。其他承台最终偏移量见图1(a)。值得注意的是，653号和654号墩顶的偏移量已经超过了中国14及欧盟15规范规定的偏移限值8.0 mm，这对高铁线路的稳定服役造成重大威胁。梁体支撑结构由桥墩、承台和桩基础组成，其结构参数见图2。以653号桥墩为例，墩高16.5 m；承台长11.1 m，宽7.9 m，厚3.0 m；基桩桩径1.0 m,桩长60.5 m。为克服桥墩的工后沉降，桩端位于软土层以下的中砂层(图 2(b)。根据地质勘察结果，桥址区土层分布有较大厚度软土层，包含淤泥层、淤泥质粉质黏土层、粉质黏土层，下伏细圆砾土层、中砂层，各土层平均厚度及基本物理力学参数见表1。根据该地层条件，初步判断桥墩偏移事故的原因在于堆载引发了大范围软土横向移动，导致桩侧横向附加荷载增大，进而造成桩基础横向变形。进一步揭示桩基横向变形内在机理，掌握桥址区附近区域软土力学特性尤为必要。(a)堆载区域示意图；(b)653号承台的偏移过程图1邻近桥墩大面积堆载Fig.1Large-area surcharge adjacent to the piers(a)平面布置图(单位：cm)；(b)纵向剖面图图2桥墩承台桩基础结构参数Fig.2Structural parameters for the pier-cap-pile foundation4153铁 道 科 学 与 工 程 学 报2023 年 11月2 软土时效性变形模型2.1一维固结蠕变测试对桥址区各层软土现场取样，开展软土单向固结蠕变测试，以了解各层软土应力应变时间特性。试验分级荷载范围为25400 kPa。典型淤泥土、淤泥质粉质黏土及粉质黏土试样测试结果见图3。由图3可知，各级荷载作用下，随着加载时间的延长，3种软土轴向应变持续增大，增大速率呈现先增大后减小直至趋于稳定趋势。从分级荷载为 100400 kPa的试验曲线中可看出，在荷载施加的 0.278 d(400 min)以内，试样主要发生瞬时轴向应变；在0.278 d至3 d间，轴向应变处于衰减蠕变阶段；而在加载3 d以后，轴向应变处于稳定蠕变阶段。除此以外，对比3种软土应变曲线可知，相同应力水平下，淤泥质粉质黏土及粉质黏土总应变小于淤泥土，同时在衰减蠕变阶段的应变衰减率要高于淤泥土。2.2时效性变形模型比选经过初步对比，拟定 MESRI 模型、TIME-HARDENING 模型以及 KOPPEJAN 模型对软土应变曲线进行拟合，比选描述软土时效性变形的最佳模型。MESRI 模型和 TIME-HARDENING 模型表达式分别见文献1617，KOPPEJAN模型18综合考虑了主固结及次固结变形效应，其应变表达式如下：ps=1Cp+1Cslg(t)ln()0(1)式中：Cp为主固结系数，Cp=(1+e0)/Cc，e0为初始孔隙比，Cc为压缩指数；Cs为次固结系数，Cs=(1+e0)/Ca，Ca为 e-lg t 关系曲线的次固结指数，e为孔隙比，t为蠕变时间；为附加应力；0为初始应力。应用上述3种模型对淤泥典型试验结果进行拟合分析，见图4。由图4可知，通过拟合参数的合理调整，3种模型拟合曲线都与试验曲线很吻合。直 观 从 曲 线 来 看，KOPPEJAN 模 型 和 TIME-HARDENING 模型拟合曲线与试验结果的拟合度要优于 MESRI模型。采用拟合相关系数 R2量化 3种模型的拟合效果，对比结果见表2。由表2可知，相 比 MESRI 模 型 和 TIME-HARDENING 模 型，KOPPEJAN模型拟合曲线与试验结果的相关系数整体更大，表明在描述该区域软土时效性变形上KOPPEJAN 模型要优于其他 2 个模型，原因在于KOPPEJAN模型综合考虑了软土主固结效应和蠕变效应，可以较好地描述软土短期和长期的固结变形行为。2.3扩展KOPPEJAN模型然而，上述KOPPEJAN模型无法反映竖向堆载作用下软土的侧向变形行为，仅适用于描述竖向变形特征。为了进一步拓展KOPPEJAN模型应用范围，作者对KOPPEJAN蠕变模型进行了三维表1土层分布及其物理力学参数Table 1Soil layer distribution and their mechanical parameters土类名称淤泥层淤泥质粉质黏土层粉质黏土层细圆砾土层中砂层厚度h/m12.022.017.68.9密度/(kgm3)1 6901 7401 8601 9602 000压缩模量Es/MPa244.53530泊松比0.40.350.320.30.28黏聚力c/kPa15.625.626.30.56内摩擦角/()11.511.923.61525图3典型软土试样固结-蠕变测试结果Fig.3Consolidation-creep test results for typical soft soil samples4154第 11 期马迪，等：大面积堆载下软土区桥梁桩基变形机理及预防措施研究拓展6,19，并采用现场原型试验对其可靠性进行了验证，详细推导过程可参见文献6,19。其关键过程如下：首先，基于式(1)推导应变增量Dps表达式，得到：Dps=1Cp()1+seprD+prDtCpCsln10exp()-seprCsCpln10(2)式中：pr为主固结应变；se为次固结应变；D为附加应力增量；Dt为时间增量。其次，将式(2)转化为偏应变增量Depsij，其张量形式为：Depsij=1Cp()1+seijprijDSijSij+prijDtCpCsln10exp()-seijprijCsCpln10(3)式中：i，j=1,2,3，Depsij为固结蠕变偏应变增量张量；prij和seij分别代表主、次固结偏应变张量；DSij为偏应力增量张量；Sij为偏应力张量。最后，利用弹塑性力学原理，推导 KOPPEJAN模型的三维应变增量：Dij=1Cp()1+seijprijDSijSij+prijDtCpCsln10exp()-seijprijCsCpln10+(1-2)DAEij (4)式中：DA=13(D11+D22+D33)，代表平均应力增量；E 为土体弹性模量；为泊松比；ij=1i=j0ij。后文将在有限元模型中利用该增量表达式编写软土材料用户种子程序以反映堆载条件下软土时效性侧向变形特征。3 桩基时效性偏移机理分析3.1数值模型考虑到该工程中653号桥墩偏移最明显，且各桥墩相距较远，仅以653号桥墩结构为研究对象建立 ABAQUS 有限元模型，模型网格见图 5。整体模型长370 m，宽250.8 m，地层厚度100 m，忽略模型边界效应的影响。堆载荷载被简化为面荷载，一次性施加在邻近场地地表。桩顶与承台采用网格节点耦合的方式连接。在承台表面、桩身表面与周围土体间建立“零厚度”接触面单元，采用接触压力过盈模型的“硬”接触算法描述接触面的法向行为，采用基于库伦定律摩擦模型的“罚”函数描述接触面的切向行为，承台土体界面、桩侧土体界面和桩底土体界面的切向摩擦因数分别取值0.19，0.25和0.305。图43种模型的拟合曲线Fig.4Fitting curves for the three models表2 相关系数对比结果Table 2 Comparison of correlation coefficients分级荷载/kPa255075100200300400相关系数R2MESRI0.891 70.894 90.937 50.968 30.920 60.971 30.988 4TIME-HARDENING0.902 00.904 90.943 40.970 10.925 20.973 00.989 1KOPPEJAN0.933 90.948 70.946 30.980 20.975 60.990 60.974 1图5有限元模型Fig.5The FE model4155铁 道 科 学 与 工 程 学 报2023 年 11月编写上述推导的扩展KOPPEJAN模型用户材料子程序。在该子程序中，额外定义反映该软土固结变形特征参数，即主固结系数Cp和次固结系数 Cs。采用 DRUCKER-PRAGER(D-P)屈服准则判断土体单元是否进入塑性状态，同时采用与D-P屈服准则相关联的流动法则计算塑性应变增量以简化计算。当前步偏应力增量矩阵由当前步偏应力矩阵减去前一步偏应力矩阵进行确定，时间增量由在ABAQUS主程序设定的时间增量步同时根据每计算步的收敛性进行确定，子程序的运行流程见图6。在该有限元模型中，桥墩承台桩基结构采用线弹性材料模型模拟，上部淤泥层、淤泥质粉质黏土层及粉质黏土层采用户子程序材料模型模拟，下部细圆砾土层及中砂层视为弹塑性材料，采用基于摩尔库伦(M-C)屈服准则的弹塑性本构模型模拟。基于表1各土层压缩模量，结合数值反演分析确定各土层弹性模量，各结构和土层计算参数见表3。图6用户材料子程序运行流程Fig.6Operation process of the user-material subroutine表3 有限元模型计算参数Table 3 Material parameters in the FE model土层或结构名称淤泥层淤泥质粉质黏土层粉质黏土层细圆砾土中砂层桥墩承台基桩厚度h/m12.022.017.68.939.5弹性模量E/MPa684016020035 00035 00033 600泊松比0.40.350.320.30.280.170.170.18黏聚力c/kPa15.625.626.30.56内摩擦角/()11.511.923.61525屈服准则D-PD-PD-PM-CM-C线弹性线弹性线弹性固结系数Cp5.213.743.4Cs14.4126.5591.74156第 11 期马迪，等：大面积堆载下软土区桥梁桩基变形机理及预防措施研究3.2模型验证将模型计算结果与现场监测结果进行对比以验证有限元模型的可靠性。图7给出了模型计算的承台横向位移与现场监测结果的对比。现场测量结果表明，653号承台的横向位移随堆载时间的延长而增大，至 150 d 左右位移逐渐达到稳定，至224 d时，位移值为 27.8 mm。数值模型计算的位移变化规律与现场监测结果相吻合，至224 d时，计算的承台位移为 29.6 mm，与现场实测相差6.5%。由于数值模型无法反映堆载初期(即在第55 d 以前)的详细施工过程，如施工设备的扰动、堆载顺序的差异以及堆载高度的不均匀性，导致计算的承台位移与实测结果有一定差异。但从整体来看，计算结果与实测结果吻合较好，基本上反映了该堆载条件下承台的时效性偏移过程。3.3桩基内力与变形特征及其机理分析以 2号、5号、8号和 11号基桩为例，图 8给出了桩身位移和弯矩随堆载时间的变化。由图8可知，基桩与堆载距离越近，桩身的挠曲越明显。堆载荷载施加后的短期内(如t=3 d)，桩身位移最大值所在的深度随桩与堆载距离的减小而增大，其中11号基桩位移最大值发生在桩顶，2号基桩位移最大值发生在埋深15.0 m处，这是因为堆载荷载向地基扩散时，其引发的最大土体侧向变形在一定深度内，而 2号基桩离堆载最近，受此影响最大，导致该深度位置桩身挠曲明显，但由于各基桩都与承台固接，近距离基桩(如2号)将内力传递给承台，承台协调各基桩一同变形，致使远距离基桩(如11号)最大位移发生在桩顶位置。随着堆载时间的延长，由软土固结行为引发的上部土体侧向变形逐渐增大，导致上部桩段的横向变形也逐渐增大，桩身位移最大值所在深度逐渐上升。对于桩身弯矩而言，弯矩最大值(绝对值，下同)随基桩与堆载距离的减小而显著增大。堆载荷载施加后的短期内，对于近距离基桩(如 2 号)而言，最大弯矩发生在与承台相连接的桩段，该位置容易出现拉裂破坏。随着堆载时间的延长，由软土时效性侧移诱导的上部桩段横向位移逐渐增大造成了桩基上部桩段弯矩逐渐减小和深部桩段的弯矩逐渐增大。例如，当t=224 d，2号、5号和8号基桩的弯矩最大值均发生在埋深32.0 m处，该位置是软弱土层与硬土层分界位置。由此表明，随着堆载时间的延长，桩身响应沿深度的分布也图7有限元模型验证Fig.7Validation of the FE model(a)桩身位移；(b)桩身弯矩图8桩身内力与变形随时间变化Fig.8Variation of pile displacement and bending moment with time4157铁 道 科 学 与 工 程 学 报2023 年 11月逐渐发生变化。桩侧横向附加荷载的增加是桩基变形的外在原因。图9给出了桩侧节点的横向附加压力分布。邻近堆载条件下，各桩位基桩的桩侧横向附加压力分布有所不同。对于近距离基桩，埋深 4.032.0 m桩段的桩侧附加压力显著增加，呈现“土压桩”的受力模式，该深度范围内的横向附加压力也是桩身产生正弯矩的本质原因。除此以外，埋深04.0 m和32.041.0 m桩段的桩侧附加压力有所减小，呈现“桩压土”的受力模式。李忠诚等20根据该种上端“被动”、下端“主动”的横向受力特点，建立了“被动拱主动楔”桩侧土压力计算模型，其计算的桩侧土压力沿深度分布与图9计算结果分布大致相同。对于远距离桩，整体桩段范围的桩侧附加压力都有所增加，主要是受到承台桩基结构变形协调作用。随着堆载时间的延长，软弱土层深度范围内，桩侧附加压力显著增大。堆载至224 d时，相比堆载3 d，2号、5号、8号和11号基桩最大附加横向压力分别增大约 47.0%，39.2%，43.1%和 48.6%。但是，桩侧附加压力增长的桩段随堆载时间的延长始终保持不变，大致分布在埋深4.032.0 m范围内，表明该堆载及地质条件下由土体侧移引发的作用在桩侧的横向附加压力沿深度的分布范围基本保持不变。4 桩基础桥墩偏移预防措施堆载发生前，通过预防措施可主动防控堆载对桥墩结构的不利影响。下面采用上述已验证有限元模型，针对工程中常用的微型隔离桩和应力释放孔措施，考虑软土时效性侧向变形特征，开展邻近大面积堆载条件下 2种措施预防桥墩偏移(或桩基变形)的效果研究。4.1微型隔离桩措施4.1.1微型桩布置微型隔离桩采用微型注浆钢管桩施工，由钢管和灌注浆液组成。由于微型桩桩径小(一般150 mm)且数量较多，对每个桩体建模会造成计算资源耗费过高。为简化计算，参考蒋关鲁等12的方法，将微型隔离桩区域简化为相同长度的微型桩墙，见图10。通过调整桩墙深度hw和综合弹性模量Esp确定不同的数值计算方案。根据工点现场情况，拟定桩墙宽度4.5 m，纵向长度130.8 m(见图10)。根据地层分布特征，确定34.0 m和51.6 m这2种桩长，桩径和桩间距分别为0.15 m和0.5 m。借鉴复合地基变形模量计算方法21确定Esp。Esp与微型桩体弹性模量Ep和土层弹性模量Es有关，Ep以C25和C70强度等级水泥进行取值，分别为29.0 GPa和38.0 GPa，各土层Es确定为淤泥层6 MPa，淤泥质粉质黏土层8 MPa及粉质黏土层取 40 MPa。表 4为不同深度和刚度的微型桩墙计算方案，其中方案hw34-N和hw516-N代表桩墙弹性模量Esp等于桩体弹性模量Ep。图9桩侧节点横向附加压力随时间变化Fig.9Variation of lateral additional pressure acting on pile side nodes with time图10微型桩布置Fig.10Arrangement of micropiles4158第 11 期马迪，等：大面积堆载下软土区桥梁桩基变形机理及预防措施研究4.1.2预防效果分析图11为不同方案下的承台横向位移发展。当微型桩长为34.0 m时，短期内承台顶面位移要略小于无桩条件下的位移；而当堆载时间超过100 d时，承台顶面位移逐渐增大并超过无桩条件下的位移。即使采用桩墙刚度无折减方案(即hw34-N)，其位移也与无桩条件下的位移基本持平，表明长度为34.0 m的微型桩方案未能起到预防效果，原因在于：34.0 m的微型桩长度与软弱土层厚度持平，当堆载发生时，微型桩墙因未受到深部土层的嵌固作用而与软弱土层一起发生时效性侧移。当微型桩长度为51.6 m时，深度大于34.0 m的桩段被嵌固于深层粉质黏土层，微型桩依靠自身刚度对土体侧向变形起到抵抗作用，因而承台顶面位移要显著小于无桩条件下的位移。以 2号基桩为例，图 12给出了不同方案下的桩身位移和弯矩变化。由图12可知，尽管微型桩不能显著减少承台横向位移至限值以内，但由于其在土体中充当的“隔板”角色，可有效地改善桩基受力状态，降低桩身位移和桩身弯矩。例如，当微型桩长度为51.6 m时，相比无微型桩，3个工况在 224 d 后桩身位移最大值分别降低约 30.6%，34.3%和 47.4%，桩 身 弯 矩 最 大 值 分 别 降 低 约53.4%，57.2%和71.3%。4.2应力释放孔措施4.2.1应力释放孔布置工程应用中，应力释放孔孔径、孔间距及孔深分别普遍在 0.20.6 m，0.82.0 m 及 10.030.0 m范围内。针对本文工程案例，考虑到地层含较厚软土层，选择 0.3 m 和 0.6 m 这 2 种孔径和12.0 m和34.0 m这2种孔深建立计算方案以考察应力释放孔的预防效果，计算方案见表5。应力释放孔以间距1.5 m在桥墩与堆载土间按梅花形布置2排。为尽可能降低钻孔对桥墩桩基周图11不同微型桩方案下承台位移发展Fig.11Lateral displacement development of cap under different micropile schemes(a)桩身位移；(b)桩身弯矩图122号基桩桩身位移和弯矩的变化Fig.12Variation of pile displacement and bending moment for Pile No.2表4 微型隔离桩计算方案Table 4 Calculation schemes for isolated micropiles方案编号hw34-25hw34-70hw34-Nhw516-25hw516-70hw516-Nhw/m34343451.651.651.6Ep/GPa29.038.038.029.038.038.0Esp/GPa淤泥层8.70411.40438.08.70411.40438.0淤泥质粉质黏土层8.70611.40638.08.70611.40638.0粉质黏土层8.72811.42838.04159铁 道 科 学 与 工 程 学 报2023 年 11月围土体的扰动，应力释放孔与承台和堆载的最小距离分别为2.0 m和1.0 m，其平面布置见图13。4.2.2预防效果分析图14为不同应力释放孔方案下承台横向位移发展。当孔深为12.0 m时，相比无应力释放孔方案，承台顶面位移减小量不大，表明采用深度为12.0 m应力释放孔未能达到预期预防效果。原因在于堆载引发的桥梁桩基桩侧横向附加荷载主要集中在埋深4.032.0 m范围内，而采用深度12.0 m应力释放孔对阻断软土横向变形的作用有限，因而无法有效降低承台桩基的横向偏移。相反，当孔深为34.0 m时，埋深在4.032.0 m范围内的软土侧向变形被有效阻隔，造成作用于桩身的横向附加荷载极大减小，因而有效降低了桩身变形及承台偏移量。相较无应力释放孔方案，在孔径分别为0.3 m和0.6 m时，承台顶面横向偏移量分别为10.6 mm和7.5 mm，降低了约64.2%和74.8%。值得注意的是，长度为 34.0 m的应力释放孔施工完成后，与孔距离较近的土体发生应力释放效应，再加上桥墩上部结构的竖向恒载作用，导致桩基发生了反向变形(即桩身向堆载方向变形)，造成承台顶面反向偏移。在孔径分别为 0.3 m 和0.6 m 的工况下，承台顶面反向偏移量分别为6.3 mm和11.3 mm(图14中D03-H34和D06-H34方案下初始位移为负值)。以 2号基桩为例，图 15给出了不同方案下的桩身位移和弯矩变化。当孔深为12.0 m时，相比无应力释放孔方案，桩身位移与弯矩沿深度的分布基本没有变化，位移和弯矩最大值减小不大。表5应力释放孔计算方案Table 5Calculation schemes for stress release holes计算方案D03-H12D06-H12D03-H34D06-H34孔径Dh/m0.30.60.30.6孔深Hd/m12123434间距/m1.51.51.51.5单位：m图13应力释放孔布置Fig.13Layout of stress release holes(a)桩身位移；(b)桩身弯矩图152号基桩桩身位移和弯矩的变化Fig.15Variation of pile displacement and bending moment for Pile No.2图14不同应力释放孔方案下承台位移发展Fig.14Displacement development of cap under different stress release hole schemes4160第 11 期马迪，等：大面积堆载下软土区桥梁桩基变形机理及预防措施研究当孔深为34.0 m时，相比无应力释放孔，基桩发生了反向挠曲(原因如上所述，由应力释放效应引起)，应力释放孔孔径越大，反向挠曲变形也越大，并且随着堆载时间的延长，桩基变形逐渐向远离堆载方向偏移，同时应力释放孔引起的桩身反向挠曲与土体时效性侧移引起的正向挠曲相抵消，造成最大弯矩值有所减小。5 结论与建议1)相比 MESRI 模型和 TIME-HARDENING 模型，KOPPEJAN模型更适合描述该场地软土时效性变形特征。所改进的扩展KOPPEJAN模型可以较好地还原该工程案例中桩基桥墩的时效性偏移过程。2)邻近堆载引发的软土侧向变形致使桩侧横向附加荷载持续增大，进而导致桥墩桩基逐渐偏移。随着堆载时间的延长，桩侧横向附加荷载沿深度分布基本不变，且主要集中在软土层内。3)对于深厚软土条件而言，采用微型隔离桩措施很难达到预期的防治效果，尽管在一定程度上能够改善桥梁桩基的受力行为，但随着堆载时间的延长，该措施较难将承台位移控制在8.0 mm以内。4)采用孔深与软弱层厚度相同的应力释放孔能够有效将堆载引起的软土侧向变形进行阻隔，极大减少堆载对桩身变形的影响，可以达到预期防治效果。然而，在应用该措施时，因特别注意桩基可能发生的反向挠曲变形，建议在钻孔施工完成后及时对钻孔进行回填处理。参考文献：1ZHOU Shunhua,SHAN Yao,WU Zhongyang,et al.Lateral deformation of high-speed railway foundation induced by adjacent embankment construction in soft soils:numerical and field studyJ.Transportation Geotechnics,2023,41:1010052CHEN Xingchong,ZHANG Xiyin,ZHANG Yongliang,et al.Hysteretic behaviors of pile foundation for railway bridges in loessJ.Geomechanics and Engineering,2020,20(4):323331.3BIAN Xuecheng,LIANG Yuwei,ZHAO Chuang,et al.Centrifuge testing a