预压试验论文（精选8篇）
预压试验论文 篇1
摘要：针对普通真空预压法的真空度传递不足、孔隙水压力消散过慢, 淤堵现象严重, 工期漫长和深层土体加固效果欠佳等缺点, 在以前的真空预压法的基础上, 进行了新型分阶段真空预压试验研究, 并和普通真空预压法模型试验的累积沉降量、真空度、孔隙水压力、抗剪强度、含水率和出水量等指标进行对比分析, 试验结果表明:上层土体的各项参数大致相等, 但其下层土体的各项指标明显优于后者。说明分阶段真空预压法能够较好地将真空度传递到深层土体、加快孔隙水压力消散、缓解淤堵现象、缩短工期, 并取得良好加固效果。
关键词：真空度,孔隙水压力,沉降,分阶段真空预压法,模型试验
0 引言
随着温州近几十年的快速发展开始出现了“人多地少”的现象, 土地资源逐渐的变得紧张起来。利用滩涂或者直接围海造地的工程越来越多。温州的陆域海岸线长355公里, 海岛岸线长661公里, 滩涂资源面积97万余亩, 围垦造地的空间很大。建设沿海产业带, 基础在围垦, 潜力也在围垦, 这已经成为全市上下的共识, 新近出台的《温台沿海产业带发展规划温州市实施规划》中, 到2020年, 温州在建及即将开工建设的围垦项目将有33项、总面积374.3平方公里, 相当于温州目前建成区面积的两倍。随着围垦造地的深入推进, 将撑起沿海产业带发展的一片新天地。可见, 围垦造地工程对沿海地区的经济发展有着至关重要的作用。
近年来, 吹填土地基处理工程中广泛采用了真空负压排水固结技术[1,2,3], 然而长期工程实践表明, 对于我国围海造地高含水量吹填淤泥质土而言, 传统排水固结法地基处理效果极差, 无法满足工程建设对于地基强度及变形的要求, 导致工程事故频发 (图2) 。
究其原因, 在于围海造地吹填淤泥质土含水量极高, 初期阶段土颗粒处于悬浮、流动状态。由于土颗粒较细, 在排水固结过程中随水移动进入滤膜, 造成滤膜渗透性降低, 同时在排水体周边形成致密土柱, 导致土体径向渗透系数降低。以上原因导致排水体淤堵, 造成靠近排水体处土体强度较高, 排水体之间土体排水固结效果不佳。针对现存问题, 本文提出了阶段式真空预压法处理软土地基的模型试验, 通过深层真空度, 沉降量, 排水量, 孔隙水压力等参数与普通真空预压法的对比分析, 发现分层插板能够有效的使真空度传递给深层土体, 使之得到更好的加固。
1 模型试验方案
1.1 试验目的和具体内容
(1) 实验目的:探究如何使真空度能够更加有效的传递至下层土体。通过实验数据分析, 探究深层真空预压法对下层土体的加固效果。 (2) 实验的具体内容:在加固过程中实时记录土体不同位置处的真空度, 孔隙水压力、土层表面的累计沉降量以及出水量。停泵后分别检测两桶不同深度处土体的抗剪强度以及含水率实验数据及分析。
1.2 试验模型装置
本试验先后共做3组, 每组采用两个模型桶, 编号分别为1#和2#, 模型桶的直径d=60cm, 高度h=100cm, 吹填土的高度为90cm, 试验用土取自温州瓯江口灵昆岛围海造地现场。1#桶和2#桶的装置图如图3所示, 由模型桶、排水体系、真空射流泵和检测系统四个部分组成。孔压传感器埋设在距竖向排水板15cm, 距吹填土表面30cm和60cm处, 真空探头分别埋置在距竖向排水板15cm处, 距吹填土表面20cm、60cm处。
2 实验数据处理与分析
2.1 含水率分析
从实验的开始到结束都伴随着排水, 可以说实验就是一个排水的过程, 因为土中的液态水分为结合水和自由水, 结合水是受电分子吸引力吸附在颗粒表面的土中水, 这种电分子水吸引力高达几千到几万个大气压, 使分子和土粒表面牢固地粘结在一起。我们用的真空预压法排水只有几十千帕, 根本无法破坏它们粘结在一起。所以只能对自由水进行抽取, 同时伴随着一个漫长的过程。图4是含水率曲线。
图4中所分别有普通式和分段式两条曲线, 普通式是指用真空预压的常规方法处理后随着深度变化的含水率, 分段式是对吹填土进行二次处理的含水率曲线, 也是我们的一种创新手段, 结果得出二次处理的含水率比普通式的含水率底, 特别是随着深度的增加效果越明显, 我们对每个点取样深度为15、30、45、60、75、90cm, 每个阶段取3个样本, 我们所做的实验大概有4平米, 在该平面区9个点, 为了得出的结果更加准确每个阶段的含水率都去加权平均值。含水率下降体现出了吹填土的强度有所提高, 得出阶段式真空预压处理的吹填土的含水率要比普通式的底, 强度反则高。在密封膜上的大气压差随着深度的增加逐渐的减小, 呈一个倒三角形在递减, 随着深度的增加吹填土所受到的附加压力逐渐的减小, 排水量也随着减小, 所导致含水率随深度的增加也不断上升。
2.2 沉降曲线分析
随着排水的进行吹填土也跟随着沉降, 因为水在土中也占有一定量的体积, 水被排出后, 水在土中的体积减小再加上密封膜上面还有80k Pa的大气压差。导致吹填土会发生沉降, 吹填土的沉降分为瞬时沉降、固结沉降和后期沉降。这里主要是对吹填土的固结沉降进行分析。曲线图如图5。
在4平米的吹填土面分别取A、B、C、D、E进行测量沉降, 从图5中的曲线可以看出在真空预压的前期的沉降量很迅速, 是由于在处理的前期土中的自由水是为最多的时候, 密封性也比较好, 所以会出现大量的水被迅速排出导致吹填土也跟谁着沉降, 为了准确的测量沉降, 在沉降比较迅速的前期选择两个小时测一次, 在沉降达到150mm时, 迅速沉降的前期将接近尾声, 时间大概在两天左右即可, 此时是沉降的一个转折点, 由开始沉降曲线为比较陡峭变得比较平缓, 开始进入固结中期, 中期的日排水量要比初期少很多, 自然沉降也随着下降, 这是我们选择4小时测量一次沉降, 中期是一个比较长的阶段同时也是很重要的阶段, 很多问题的出现也是中期, 比如:在前期的短时间内大量产生沉降, 在边界上的密封膜会出现漏气的情况, 引起真空度下降排水效率减慢, 所以在中期的时候得特别注意保持密封性良好。当沉降没有什么变化的时候, 固结开始进入后期, 由图可以看出在后期沉降接近与水平线, 并且出水量也很少, 此时固结即将完成, 最终发现不同点的沉降量都不一样, 发现靠近排水板处的沉降量没其他点大, 经分析认为, 当在用真空泵抽水的时候, 水流会带动很多细小的土颗粒也跟随着流动并向排水板方向移动靠近。在排水板的外围还有一层过滤层, 只有水流通过土颗粒无法通过, 土颗粒就停留在排水板的周围, 随着实验的进行积累的土颗粒额就越来越多, 充当了一部分被排出水的体积, 使排水板附近土颗粒变得更加密实, 结果导致排水板周围的吹填土沉降量低于其他部位, 为了更准确得到整个被处理面的沉降量, 分别在不同的部位一共布置了5个点, 最后取得他们的平均值作为沉降量的参考数据。
2.3 十字剪切曲线分析
吹填土处理得是否达到一定的承载能力, 主要是通过十字剪切强度来进行换算得到吹填土的有效强度, 最终得出处理后的吹填土能承载多重的荷载, 机械才能进入施工场地进行施工, 十字剪切曲线如图6。
分别是用普通式和分段式进行处理后得出的结果对比, 普通式就是利用老式的方法处理, 分段式就是对吹填土进行二次处理, 从含水率的曲线可以得出普通式的含水率比分段式高, 在该图充分的反应了在同样处理条件下含水率低抗剪强度反则高, 二次处理对中期的排水建立了有利的条件, 进一步的充分排水, 则对吹填土的二次处理后的强度比普通式的高。测量十字剪切强度的流程与测量含水率的相似, 分别在A、B、C、D、E附近取一个比较理想的点进行抗剪测量, 每个点随深度增加分别对15cm、30cm、45cm、60cm、75cm、90cm分阶段测量, 图中的分段式剪切强度曲线是对A、B、C、D、E点取平均值所描述。不同点的抗剪强度都不一样, 实验发现在排水板附近的抗剪强度比其他点的要大一点, 经分析应该是由于当在用真空泵抽水的时候, 水流会带动很多细小的土颗粒也跟随着流动并向排水板方向移动靠近。在排水板的外围还有一层过滤层, 只有水流通过土颗粒无法通过, 土颗粒就停留在排水板的周围, 随着实验的进行积累的土颗粒额就越来越多, 充当了一部分被排出水的体积, 使排水板附近土颗粒变得更加密实, 导致强度较高。同一个点随着深度的增加抗剪强度也不要, 经分析认为是由于在密封膜上的大气压差随着深度的增加逐渐的减小, 呈一个倒三角形在递减, 随着深度的增加吹填土所受到的附加压力逐渐的减小, 排出水的量也自然也随着减少, 所以随着深度的增加抗剪强度也在递减。
3 结论
通过本文设计的阶段真空预压法对吹填土的室内试验方案, 研究如何使深层土体的到更好的加固, 根据试验过程和数据分析可得到以下结论:
(1) 采用阶段式真空预压法相当于使土体进行二次固结, 即经过抽真空使土骨架成型之后, 再次进行真空预压固结, 这样可以减弱土颗粒的移动, 防止排水板堵塞, 保证真空预压效果; (2) 阶段式真空预压法能够使深层土体的真空度、孔隙水压力的发展速度较快, 十字板剪切强度较高, 含水率下降明显, 能够较为均匀的加固土体。
参考文献
[1]闫澍旺, 孙立强, 李伟, 吴坤标.真空加固超软土工艺的室内模型试验研究[J].岩土工程学报, 2011, 33 (3) :341-347.
[2]苑晓青.新型真空预压法室内模拟实验与沉降的预测研究[D].长春:吉林大学, 2013.
[3]宋晶.分级真空预压法加固高粘性吹填土的模拟实验与三维颗粒流数值分析[D].长春:吉林大学, 2011.
预压试验论文 篇2
一、预压概况：
邯钢路桥梁工程主桥设计为现浇箱梁，跨径布置为19.6+37.5+19.6+19.6+37.5+19.6，共长153.4米，分两联布置，第一联跨越南水北调总干渠，第二联跨越西环路，结构型式为单箱五室预应力等截面现浇箱梁，设计为C50混凝土共计3735.4m3，梁高2.0m，箱梁顶板宽31m，底板宽26m，两侧悬臂长均为2.5m，箱梁顶板厚度0.25m，底板厚度0.22m，腹板跨中厚0.5m，腹板墩顶附近厚0.8m，在支点截面处设置端、中横梁。其中中横梁宽3m，端梁宽1.5m。横坡由梁底中心弯折起坡，双面坡均为2%。
地基处理：为了保证满堂支架稳定和施工安全，地基处理尤为重要，尤其承台基坑内充水，待水抽干后，必须挖除所有淤泥，保证不翻浆。挖方工序完成后，基坑底整平压实，承台基坑内填筑钢渣，与大面积基坑底持平，碾压密实后开始分层填筑石灰土，分两层施工，每层压实厚度不大于30cm。待石灰土层完成后，上面铺筑15cm厚C20混凝土，保证地基承载力确保地基完全满足支架荷载要求。
我部选用第一联的第一跨（6#-7#）作为代表性区域进行预压。
二、预压方法：
支架搭设完成后需对支架进行预压，以消除支架的非弹性变形同时，采用袋装沙土的方法，人工配合挖掘机装填，吊车直接吊至底模进行预压，根据每袋沙土的重量计算出每阶段加载的袋数及整个区域布置的沙袋数量级重量，自跨中向两边依次加载。按预压荷载总重的0→60%→80%→100%→50%→25%→0进行分期加载及分期卸载，并测得各级荷载下的测点的变形值。
三、预压荷载：
现浇箱梁分两次浇筑，第一次浇筑底板和腹板混凝土，第二次浇筑顶板混凝土，但预压按照一次性浇筑完成计算，所以各部位的重量按照（钢筋混凝土重量×1.1）进行计算：
⑴底板处（除腹板位置）
①中支点横梁处单位面积重量：（加载长度纵桥向按4.5米）G=3×2.6=7.80t ②跨中部位单位面积重量：（加载长度边跨纵桥向按16米，中跨按33米）
G=（0.25+0.22）×2.6=1.22t ③盖梁处单位面积重量：（加载长度纵桥向按1.5米）G=2×2.6=5.20t ⑵翼缘板处
G=（0.20+0.45）/2×2.6=0.845t ⑶腹板处，宽度按0.5米，纵桥向每延米重量为： G=（2-0.25-0.22）×0.5×2.6=2t 选用袋装沙土测得每袋重量为1.5吨,按以上各部位重量除以每袋重量得出单位面积上吨包的数量，施工中应注意收听天气预报，遇雨天必须全部用防水篷布覆盖。
四、沉降点及沉降观测： 预压加载前布设各沉降观测点,沉降观测点设于底模上，本次共布设5个断面，由于翼缘板本次不参加预压，故每个断面布设3个点，共15个观测点。未预压前按照布置好的观测点，测量其高程。数据见附表。
3月31日开始堆载，第一跨（6#-7#）自跨中向两端堆放沙袋。4月6日项目部测量工程师和现场监理工程师对模板100%的预压荷载36小时作用下进行沉降观测，日沉降量≤1mm，满足《钢管满堂支架预压技术规程》（JGJ/T194-2009）中规定：各监测点最初24h的沉降量平均值小于1mm，支架预压合格。
五、预压成果：
预压试验论文 篇3
大面积软基加固处理是岩土工程领域的重要研究内容，目前比较成熟的处理方法包括：真空预压、覆水与堆载预压、强夯、降水+强夯、冲击碾压等。但是，就目前的工程与理论研究而言，都是根据场地的工程地质条件以及施工单位的实际情况，结合相关国家标准及类似工程案例来选择处理方法。各种方法加固机理的理论研究还不成熟，同时缺乏系统的实验研究成果。因此，迫切需要进行在同一场地条件下，各种方法的加固效果、工期、经济效益的对比研究，以及不同场地条件下各种方法的实验与理论研究。因此，开展大面积软基加固处理方案的理论与实验研究具有重要的学术与工程应用价值。
真空预压法和堆载预压法都属于排水固结法。堆载预压机理是通过堆载增加地基总应力而使地基中产生超静孔隙水压力，超静孔隙水压力消散固结后再转化为有效应力，从而使地基强度增长。而真空预压则是在总应力保持不变的条件下，通过降低孔隙水压力，增加有效应力而使地基强度增长。在抽真空的过程中，土骨架孔隙间的封闭气泡排出，加大了土的渗透系数，加快了土的压缩变形，也改变了土的微细结构，真空预压与堆载预压机理有明显不同。
本文结合工程实例，通过室内试验、现场监测、理论分析等手段，研究真空预压+覆水和堆载预压作用下软土变形特性、承载力变化特征、固结、稳定、施工控制等问题，并对两者进行全面的对比分析，为进一步分析真空预压+覆水在工程软基处理大面积应用提供必要的理论依据。
1 试验场地条件及测试
1.1 试验场地条件
试验场地及分区见图1。为了实现在同一场地条件下，采用不同加固方法加固效果的比较，把场地分为四个区，分别称之为T1、T2、T3与T4区。其中T1区进行真空预压+覆水，T2区进行堆载预压试验；T3区进行强夯与降水+强夯试验，分为两个区：T3-1与T3-2区，T3-1区进行强夯试验，T3-2区进行降水+强夯试验；T4区进行冲击碾压试验。本文主要讨论T1区和T2区。场地地质典型地质剖面和地层特征见图2和表1，场地土层物理力学参数见表2和表3。
1.2 试验测试
根据加固方法的不同，分别按照试验方案布置了表面沉降、分层沉降、侧向水平位移、孔隙水压力及地下水位的测试仪器系统。
本试验项目观测资料比较丰齐全，为分析试验区的研究提供了大量的宝贵数据。本文仅对主要成果进行整理分析。
2 真空预压+覆水（T1区）试验和监测及分析
2.1 试验设计
试验区90m×90m，真空预压时间3个月。采用SPB-B型塑料排水板，塑料排水板深度20m，排水垫层处需加长留50cm。间距为1.1m，梅花形布置，板厚6mm，纵向通水率≥25cm3/s，滤膜渗透系数≥5×10-4cm/s，滤膜等效孔径<75μm，复合体抗拉强度（干态）≥1.3kN/10cm，滤膜抗拉强度干态≥25N/cm，湿态≥20N/cm；采用插板机施工机，板位误差不超过30mm；垂直度偏差不大于1.5%，回带长度不大于500mm，且回带根数不得超过总根数的5%。垫层采用50cm厚中粗砂，含泥量应<3%；整个场地铺满平整后，其表面高差应在±10cm之内。密封沟深度要在2.0m以上，在真空预压开挖密封沟时直接挖至搅拌桩顶面以下0.2-0.5m，把密封膜压入泥浆搅拌桩体内，密封结构采用双排直径700mm泥浆搅拌桩，搭接200mm，桩长为10m。沿密封沟内侧修筑围堰，筑堰材料采用粘性土，下底宽4～5m，上宽1m左右，应确保围堰边坡的稳定性。受压土层的平均固结度达到80%以上卸载。真空预压+覆水（T1区）剖面见图2。
2.2 试验监测
在T1区设置了地表沉降、孔隙水压力、土体分层沉降、土体深层水平位移、地下水位、真空度等六个监测项目。土体分层沉降、孔隙水压力、土体深层水平位移的设置深度都为30m。设置了五个孔隙水压力和分层沉降监测点，竖向布置位置为2m、4m、6m、8m、12m、18m、24m、30m。场地中央和场地的四个边角共布置了五个沉降标来观测地表沉降情况。布置了9个真空表用以观测真空度。为了解整个场地的真空度情况，真空表平均的分布在试验场地周边。同时为了解真空度的传递深度，布置了分层真空度的监测，设置深度为2m、4m、6m、8m、10m。区域外布置了三个测斜孔，三个孔位于一条直线上，且垂直通过场地中间。三个孔距离场地的垂直距离分别为2.5m、4m、5m。
2.3 成果分析
1）真空度
1)从2008年12月18日预抽真空开始，短短5d内，膜下真空度迅速上升并达到80kPa。膜下真空度最大可达95kPa，加固范围内真空度分布均匀，后期都维持在85kPa以上。
2)在持续抽真空期间（除漏气、补膜外），膜下真空度都一直稳定在80～90kPa之间，表明真空加压系统、密封系统运转效果良好，真空压力持续、稳定，有力地促进了地基排水固结与强度增长。
3)后期3台真空泵就能维持真空度，撤泵前尝试增加1台泵抽真空，真空度已基本无变化，说明3台真空泵能够满足本工程维持真空度的需要，每台泵控制面积达到2700m2。
2）地表沉降
(1）从预抽真空开始，地基沉降量和沉降速率陡增，沉降速率最高达到46.8mm/d。12日后由于膜破和漏气等原因，沉降量虽持续增大，但沉降速率放缓，沉降速率与真空度的变化相一致。
(2从2009年1月3日开始膜上覆水，沉降速率加大，可见覆水达到了一定效果。从2009年3月17日开始，沉降速率开始小于2mm/d，持续至2009年3月28日停泵，平均沉降速率为1.7mm/d。
(3）至卸载时止，场地地表最终沉降量最大为883mm，最小为745mm，平均为780mm。呈现中间略大、周围略小的特点。
(4）停泵后，地表发生一定的回弹，5d后趋于稳定，实测最大回弹量为66mm，最小回弹量为43mm,平均回弹量为56mm。
3)土体分层沉降
(1）真空预压加固效果明显，24m深度范围内土体都发生了较为明显的沉降。
(2）单位土体压缩率较大的深度发生(3)、(4)土深度内，这与该范围内的土体为含水量高、孔隙比大、压缩性高的软土特征是吻合的，也说明通过试验加快软土固结的目的达到了。
(3）部分孔深部土层的磁环由于泥浆淤积而逐渐无法读出。
4）孔隙水压力（1）孔压在抽真空后迅速下降，35天后逐步趋于稳定。停泵后孔压上升明显，26天后恢复至初始孔压后稳定。
(2）孔压变化受膜下真空负压的影响比较明显，尤其是浅部土层更为明显，受影响速度也更快。撤泵、漏气等造成膜下真空度下降时，浅层土体的孔压立刻回升，而深层土体则反应较慢、变化较小。
(3）抽真空阶段，地表下9m深度范围内孔压在历时7天后变为负压。
(4)30m左右深度处孔压基本无变化，24m左右深度处除U3孔和U4孔外孔压有所变化，20m深度内孔压均有较明显的变化。
(5）场地3～6m左右分布有(3)t层粘质粉土，该深度孔压持续保持稳定，说明密封墙的密封效果良好。
5）深层土体水平位移
(1）真空预压过程中，地基土向加固区中心发生侧向位移，至卸载时止，土体最大水平位移均发生在地表，分别为108.96mm、452.68mm、486.98mm。
(2）自地表向地下深处，侧向水平位移呈递减的趋势，规律性良好。其影响深度可达24m，其中16m以上有较明显的变化。
(3）土体水平位移和位移速率与荷载大小有明显的相关性。随着抽真空开始，位移量和位移速率增大。加载停止后，显著减小。
(4）覆水结束后，3m以下土体较覆水前发生向试验区外的位移。这主要是由于覆水加载引起的，体现了真空预压和堆载（覆水）预压效果的叠加作用。
2.4 试验结论
(1）真空预压法在本工程中的加固效果是很明显的，总沉降较大，最大处理后沉降达到827mm；沉降速率较快，前期最大沉降速率达到57mm/d，远远超过堆载预压规范允许值10～20mm/d。在卸真空前1，已超过10天平均沉降速率小于2mm/d，达到了卸载标准。
(2）真空预压法处理地基在真空荷载作用下产生的水平位移是向内的，由于加固效果明显，也使得本工程中水平位移较大，最大值达到约400mm，如果将来大面积施工时周围有构筑物，则需考虑采取措施，防止过大的土体水平位移导致构筑物破坏、开裂。
(3）根据现场试验数据分层沉降和土体水平位移的分析，真空预压法在本工程中的有效加固深度在地表下18m左右。
(4）加固前后土体性质的比较，可知加固后土体重度增加、孔隙比减小、含水率降低，这些都说明本次软基处理是有效的。不过加固前后土体性质数据较少，为进一步了解加固效果尤其是土体强度的变化，宜增加加固前后土体参数的室内试验和现场试验。
3 堆载预压（T2区）试验
3.1 试验设计
实验区60m×60m，面积3600 m2。堆载预压时间6个月。采用SPB-B型塑料排水板，塑料排水板深度20m，排水垫层处需加长留50cm。间距为1.1m，梅花形布置；板厚6mm，纵向通水率≥25cm3/s，滤膜渗透系数≥5×10-4cm/s，滤膜等效孔径<75μm，复合体抗拉强度（干态）≥1.3kN/10cm，滤膜抗拉强度干态≥25N/cm，湿态≥20N/cm；采用插板机施工，板位误差不超过30mm；垂直度偏差应不大于1.5%；回带长度不大于500mm，且回带根数不得超过总根数的5%。垫层采用50cm厚中粗砂，含泥量应<3%；整个场地铺满平整后，其表面高差应在±10cm之内。加荷等级分三级，即3m,2 m,1.5 m，坡角小于40°；堆载速率控制在20 cm/d，每级加荷间歇时间应大于20d；通过沉降控制在15mm/d、边桩位移控制在5mm/d、孔隙水压力控制在u/p<0.5等值的测试控制堆载速率。受压土层的平均固结度达到80%以上时卸载。堆载预压（T2区）剖面见图9。
3.2 试验监测
在T2区设置了地表沉降、孔隙水压力、土体分层沉降、土体深层水平位移、地下水位等五个监测项目。为了同T1区进行对比，土体分层沉降、孔隙水压力、土体深层水平位移的布置深度和竖向布置位置与T1区相同。布置深度为30m，竖向布置位置为2m、4m、6m、8m、12m、18m、24m、30m。地表沉降、孔隙水压力、土体分层沉降监测点布置位置相同，位于场地的对角线上，中间一个，靠近边界处各一个。在T2区边界外设置两个土体深层水平位移监测点，距离边界2m。
3.3 成果分析
1）地表沉降
(1）施工塑料排水板期间，由于砂垫层的铺设及施工机械的行走，使软土地基承受外荷载。同时塑料排水板提供了良好的排水通道，因此短时间内产生了一定的沉降量。
(2）沉降特征与堆载施工工况密切相关，在堆载开始后的一段时间内，地表沉降相对显著，沉降速率较大，而后的沉降曲线趋于平缓。也说明加载后土体稳定，不存在失稳的危险。
(3）至卸载时止，场地地表最终沉降量最大为867mm，最小为662mm，平均为745mm。呈现中间略大、周围略小的特点。
(4）卸载后，地表发生一定的回弹，实测最大回弹量为50mm，最小回弹量为36mm。
2）土体分层沉降（1）堆载预压加固效果明显，24m深度范围内土体都发生了较为明显的沉降。
(2）单位土体压缩率较大的深度发生(3)、(4)土深度内，这与该范围内的土体为含水量高、孔隙比大、压缩性高的软土特征是吻合的，也说明通过试验加快软土固结的目的达到了。
(3)C6孔30m深度处土层的磁环由于泥浆淤积而逐渐无法读出。
3）孔隙水压力
(1)U7孔第三次堆载较深处的孔压变化规律较好（11.3m和18.1m处），与堆载、卸载规律较符合。尤其是卸载后，孔压下降的幅度与卸载较吻合。1.7m和4m处的孔压计孔压也有所变化。
(2）其余的孔压计规律不明显。
4）深层土体水平位移
(1）在大约地下5m以上的土体朝向试验区的方向产生了位移，在地下约5m至地下30m的范围内，土体朝试验区外的方向产生了位移。
(2）至卸载时止，土体最大水平位移均发生在地表。距离试验区5m处的水平位移分别为56.6mm和70.6mm。
(3）堆载预压影响深度可达24m，其中20m以上有较明显的变化。
3.4 试验结论
从T2区的分层沉降曲线可知，堆载预压区的深层沉降曲线与真空预压区有较大的区别：
(1）堆载预压区初期沉降较小，沉降速率较慢但比较均匀，在堆载基本结束后，沉降速率加快，沉降增加明显；而真空预压区则由于真空荷载一次性施加上去，因此前期沉降速率较大，沉降明显，到后期则逐渐变小。
(2）堆载预压区在排水板深度范围内的压缩量相对比真空预压区均匀。真空预压区的沉降主要是18m以上土体完成，堆载预压区压缩量影响深度在本试验区中达到25m，可知其主要由附加应力比控制。
4 T1区和T2区的对比分析
4.1 加固过程比较
1）堆载预压法中，土体中的总应力是增加的，土体孔隙中形成的超孔隙水应力是正值，超孔隙水应力消散而使有效应力增加；而真空预压法中总应力没有增加，土体孔隙中形成的超孔隙水压力是负值，有效应力增加是依赖孔隙水应力的降低来实现的。
2）堆载预压对地基的天然抗剪强度有一定的要求，必须控制加荷速率，一般荷载是要分级施加的；真空预压对地基的天然抗剪强度没有要求，可连续抽真空至最大真空度。真空预压作用下的土体是等向固结的，因而真空预压过程中，地基土体的强度和稳定性不断增长，不存在失稳的可能性，从而迅速预压至较高的荷载，加快施工进度。
3）真空预压是利用大气压力加固软土地基，无堆载预压所要求的大量预压材料，也不必为缺少弃渣场地而烦恼，对上海这样缺少预压材料和弃渣场地的地区显得更为优越。真空预压由于不需要预压材料，可以使施工现场文明整洁、减小施工干扰。真空预压中，在真空吸力的作用下，土体中的密闭气泡易排出，使土体的渗透性提高，固结过程加快。
4）堆载预压加固地基时，土体大都发生侧向挤出变形，而真空预压于此相反，加固土体发生侧向收缩变形。所以二者发生同样的垂直变形时，真空预压法加固的土体的密实度更高。另外，由于真空预压中的真空度在整个加固区范围内是均匀分布的，因此加固后的土体，其垂直变形在整个区域比堆载预压加固的要均匀，而且平均沉降量要大。见图15。
4.2 加固效果比较
1）真空预压前期沉降速率快，堆载预压前期沉降速率慢。监测数据中的T1与T2区沉降对比图也说明了这一点。主要是因为真空荷载是短期内（3～5天）一次性施加上去，而堆载预压的荷载是分层填筑，施加时间跨度为90天。荷载施加结束越早，则前期沉降越快，达到设计沉降的工期也就越短，真空预压具有快速加固的特点。
2）堆载预压加固效果影响深度大于真空预压。本计算中，真空预压加固效果深度影响范围为15m，堆载预压加固效果影响深度为30m。实测数据中，真空预压影响深度为18m，由于测斜管埋设深度为30m，测得的堆载预压影响深度为25m。
3）在对周围环境影响方面，真空预压水平位移是向内的，堆载预压水平位移是向外挤出的。真空预压的影响范围达到加固区外20m，堆载预压则达到加固区外50m。相对来说，堆载预压对周围建筑的影响更大一些。
4.3 真空预压与堆载预压比较的特点
1）真空预压与堆载预压比较，有以下几个优势：
(1）工期上真空预压优于堆载预压。真空预压前期沉降远大于堆载预压，即在相同的工期，真空预压加固效果要好于堆载预压，这主要是因为堆载预压填筑需要时间和间歇期，真空预压荷载则可以一次性施加。
(2）真空预压法的经济成本要小于填筑6.5m的堆载预压。剔除塑料排水板、砂垫层等两种工法都需要的部分，真空预压法抽3个月的价格约为60～80元/m2，而6.5m高的堆载价格在200～260元/m2。此处尚未考虑达到预压效果后堆载的卸载成本，如果考虑卸载成本，堆载预压成本将更高。
(3）真空预压法对环境的粉尘等污染远小于堆载预压。真空预压施工过程会抽出大量地下水，同时有一定的射流泵噪音，堆载预压则需要大量的运土车在
(4）真空与堆载相比，无弃土和地基稳定问题，较好地解决了一般堆载施工的缺陷，质量比较容易控制，造价低，耗能少，材料省，无噪音，无污染。
2）真空预压与堆载预压比较，不足之处在于：
(1）真空预压加固深度小于填筑高度较大的堆载预压。如本工程中，堆载预压填筑高度6.5m，加固深度可达25m，真空预压加固深度为18m。且堆载预压在加固深度范围比真空预压加固效果要均匀，真空预压加固效果越接近地表，加固效果越好，相对地较深处加固效果较差。如果地基加固后直接施加较大的建筑物荷载，真空预压加固区需要慎重设计、计算，或者新建建筑物需采用桩基础。
(2）真空预压加固效果受大气压力限制，最大施加真空荷载通常小于95kPa。堆载预压理论上则无此限制。在需要较大预压荷载的情况，可以考虑真空-堆载联合预压法。
可以看到，在基本相同的工期内，真空预压法的总沉降略大于填筑高度6.5m的堆载预压，真空预压处理后沉降为827mm，堆载预压区提供的最大沉降为817mm，可以看出两者的加固效果是比较接近的。
参考文献
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某连续刚构桥的挂篮预压试验分析 篇4
平汤河支流桥位于重庆市涪陵区李渡新区杨二坪环一路上,是一座三跨预应力混凝土连续刚构桥,跨径布置为50+85+50 m。该桥采用三角形挂篮进行悬臂浇筑施工,全桥共27个梁段,墩顶0#梁段长10.0 m,两“T”构各划分为10对梁段,其梁段及梁段长度从根部至跨中分别为3.5m、4.0 m,累计悬臂总长为36.5 m,1#~10#梁段挂篮悬臂浇筑施工。1#~7#梁段长3.5 m,8#~10#梁段长4.0 m,11#、14#梁段为合龙段,长2.0 m,12#、13#梁段为边支点现浇段,梁长分别为2.0 m、4.42 m。全桥共有3个合龙段,合龙段长度均为2 m。其中0#和13#为支架现浇段,11#节段为边跨合龙段、14#节段为中跨合龙段,其余节段为T构悬臂挂篮施工,合龙段采用吊篮施工。合龙顺序为先边跨后中跨。挂篮施工时最重梁段为1#段,重量为299.16 t。
2预压目的
1)对挂篮进行预压是为了消除结构非弹性变形,并根据试验数据,推断出挂篮弹性变形和非弹性变形。
2)检验挂篮的强度、刚度和稳定性,测试在设计荷载情况下挂篮主要受力构件的受力及变形,以检验挂篮的实际承载能力和安全可靠性。
3)获取弹性变形参数,得出挂篮弹性变形与荷载大小的线性关系,为挂篮施工和线性控制提供可靠依据。
4)通过试验发现问题,总结经验,可以为同类工程提供借鉴[1]。
3挂篮有限元模型
利用MIDAS CIVIL 2014有限元软件建立了挂篮模型,如图1所示。
4试验加载方法及加载方案
4.1挂篮概况
挂篮于20世纪60年代由前西德在悬臂浇筑施工中使用,它是连续刚构桥悬臂施工过程中的临时结构,我国从20世纪80年代引进悬臂浇筑施工,挂篮发展至今,已成为修建大中跨径桥梁的重要工具。挂篮设计自重不应超过最大悬浇梁段重量的40%。因平汤河桥及平汤河支流桥上部构造连续箱梁皆为单箱双室结构,且顶、底板及翼板宽度皆相同,因而挂篮采用相同的结构形式。每个主墩采用两套三角挂篮,从1#~13#块两端对称浇筑。挂篮主要由三角主承重桁架、前后上横梁、立柱竖向平联桁架、底模平台、顶板及翼板滑(导)梁、锚固系统、行走系统和模板系统等构成。每个挂篮(含模板)重量约100 t。挂篮在浇筑混凝土期间,所有施工荷载在底模位置由底模及底模纵梁传至底模前后吊杆,再由吊杆传递到桥面主桁架,主桁架锚固在已浇筑混凝土上[2,3,4,5],挂篮结构图如图2~3所示。
4.2加载方法
悬臂施工挂篮预压试验加载方法按照荷载作用方式和试验场地可分为:地面集中力加载、桥面均布力加载和桥面集中力加载[6]。结合平汤河支流桥的实际情况,加载方法采用钢绞线张拉法,钢绞线张拉法需要在承台施工期间提前预埋精轧螺纹,并连接返拉锚梁作为下反拉点,挂篮前上横梁以及底平台上设置反拉点,待0#块施工完成,挂篮拼装完成后,将挂篮的上反拉点与下反拉点连接,用千斤顶逐级施加荷载。根据挂篮受力特点,本次预压设置7个反拉点作为预压受力点,反拉点设置位置见图4~5。
4.3测点布置
加载过程中应随时注意观察和监测主梁和前上横梁的变形情况,后锚系统锚固和构件承受情况,各栓接和焊接部位情况。试验时观察和监测同步进行,其监测采用水准仪观测,观测前预先用米格纸于测点处贴好标尺或在测点位置悬挂钢尺。观测点布置如下(如图4~5所示)。
1)P1、P2反拉点布置在前上横梁上,P3、P4反拉点布置在底板分配梁上(底板上设2I40工字钢分配梁);反拉点分配梁距前吊杆2.634 m,距后吊杆2.266 m。
2)3根主梁观测点分别布置在3个支点附近及支点间正中位置;前上横梁观测点布置在3个支点附近和各反拉点附近;底板上观测点布置在下前横梁上:每个腹板处和两腹板中间各布置一点,共5个点。
4.4试验加载顺序及过程
加载过程分别按设计荷载的50%、80%、100%和120%四级进行。加载利用千斤顶分级进行,注意加载的均匀性和对称性,其中跨方向和边跨方向的同套挂篮应对称等载进行加载,加载按三个循环完成,其顺序如下:
第一循环:P4(2根)→P3(2根)→P2(1根)
第二循环:P4(2根)→P3(1根)→P2(1根)
第三循环:P1(1根)→P3(1根)→P4(2根)
按试验加载顺序每完成一级加载,应停留几分钟后再进行有关项目的测试。其中卸载按照四级进行,与加载顺序相反,直至荷载为零。
4.5加载结果分析
限于篇幅,只给出两侧前上横梁8个测点的变形测量数据(见表1~2)。分析实测数据可知,前上横梁变形数据较大,因此,确定立模时应合理调整挂篮以满足线性要求;对预压中非弹性变形较大问题,建议施工中采取适当措施,满足工程施工需要。
5结语
三角形挂篮主桁构件少、受力明确、加工简单、安装方便。采用地面集中力反拉法缩短了工期,节约了试验成本,操作简单易行。通过挂篮预压静载试验,加载阶段能消除挂篮非弹性变形,在试验中没有发生开裂等异常现象,具有足够的稳定性,能满足施工需要。采用地面集中力反拉法缩短了工期,节约了试验成本,操作简单易行。本桥的挂篮荷载试验成果对同类桥梁施工具有一定借鉴意义。
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预压试验论文 篇5
我国东南沿海地区广泛分布着海相沉积的软弱粘性土层, 地下水位浅, 软土含水量大、压缩性高、透水性差、承载低, 且埋藏深厚, 有的厚达30m深。在天然地基上修建大型工程, 往往不能满足地基变形和稳定的设计要求, 因此, 在工程建设前需要对地基进行加固处理。对于港口码头软土地基处理而言, 如果施工时间允许的情况下, 综合经济和技术两方面考虑, 超载预压法是比较理想的软基加固方法。从技术角度上, 该方法施工工艺比较简单, 施工过程中设计要素很容易得到控制, 从经济角度上, 堆载所需要的填料可以直接从海里吹填海砂, 填料来源丰富, 同时又减小了运输成本, 更为重要的是超载预压处理软基的加固效果非常明显。
由于超载预压工程的超载是临时荷载, 是在施加之后持续一定时间待满足设计的工后沉降设计要求之后卸除的, 从工期进度的角度考虑, 如何确定合理的卸载时机是超载预压工程的关键所在, 而目前常常采用的工程方法是根据实测曲线反分析剩余沉降来确定卸载时机[1]。但是, 由于地质条件以及施工方式等工程实际条件的不同, 目前工程界对沉降预测方法难以形成统一的认识[2~3], 同时由于目前的沉降预测方法大部分局限于陆域地区, 很少涉及到海域工程中海水对软基固结沉降的影响, 所以现有的沉降计算方法是否用来去分析研究沿海超载预压工程仍然值得商榷。
本文结合厦门市海沧某港区地基处理工程现场试验, 研究分析塑料排水板和加载方式等因素对地基沉降的影响, 总结软土的固结沉降规律, 检验超载预压法处理深厚软土地基的加固效果, 为该方法在沿海地区软土地基处理的推广和应用提供技术建议和施工指导。
2 试验概况
试验区位于厦门港海沧港区, 所在区域范围内滩面标高-3.5~2.8m之间, 试验区紧邻码头泊位, 地下水位与海水相通。该段总体上以软弱黏性土为主, 表层为5~8m厚淤泥土, 天然含水量在57%~62%之间, 液限一般为48%~53%, 孔隙比为1.5~1.7;下层为12~18m厚淤泥质黏土层, 天然含水量在39%~53%之间, 液限在44%~48%左右, 孔隙比在1.0~1.7之间变化, 压缩模量在3.7MPa左右;黏土层之间夹有1~2m的薄细砂层;底层为处于稍密~中密状态的中砂层。
根据地质勘察资料, 现有地基经计算试验区在使用荷载40k Pa作用下, 地基沉降值在2.2~2.9m, 沉降量过大, 需要对深厚软土层进行处理, 本工程采用超载预压法对地基进行处理。为了评价超载预压法的加固效果和分析塑料排水板的设置以及不同加载方式对固结沉降的影响, 通过调整是否打设塑料排水板、是否分级加载设置不同工况进行现场试验, 具体分布见表1, 其中C1、C2、C3、C4中心区处于同一纵向断面, 其中心距离码头泊位大致相同, 采用B型塑料排水板作为竖向排水系统, 排水板滤膜渗透系数≥5×10-4cm/s, 呈等边三角形布置, 间距为1.2m, 竖向排水体均打穿地基软土层。
3 试验结果分析
通过对试验区表层沉降、分层沉降等指标的长期监测以及处理后的原位试验, 综合分析各测点的沉降变形特性, 总结分析不同工况下软土层的固结沉降规律, 通过现场试验结果对超载预压法的加固效果进行评价。
3.1 表层沉降随荷载-时间的变化规律
试验区分阶段分区对各测点分布区域进行堆载, 测点表层沉降统计数据见表2, 表层沉降随时间的变化曲线见图1~图4。
由表2可以看出, 在预压总荷载大小相同的条件下, C3采用单级加载方式, 由于一次堆载厚度较大, 荷载施加后沉降速率突增至89mm/d, 远超出规范的最大沉降控制速率[4~5], 这对地基的整体稳定性是极其不利的, 而C1、C2分级施加可以很好地控制预压过程中的最大沉降速率;比较分析C3与C1、C2的最大沉降速率, C3一次性堆载厚度是C1、C2的2倍, 其最大沉降速率也近似为C1、C2的2倍, 可以得出, 软土的固结沉降速率随着预压荷载的增大而呈线性变化。堆载设计中, 在预压总荷载确定的情况下, 应从地基稳定性和工期的控制要求入手, 通过监控最大沉降速率确定一次预压土的堆载厚度, 采用分区分阶段分级进行堆载。
C1、C2、C3区域最大沉降速率明显大于未设置塑料排水板的沉降速率, 说明打设塑料排水板能够加快加载初期软土层超静水压的消散, 从而加速软土地基的沉降发展。而C4区域未打设塑料排水板, 平均沉降速率较大, 主要是基槽开挖回填碎石和中粗砂引起软土层厚度明显减小, 竖向排水路径缩短的原因。
综合分析各测点的沉降曲线特性, 可以看出, 在预压荷载作用开始时刻, 沉降曲线较陡, 沉降速率很大, 随着固结时间变长, 沉降曲线趋向于平缓, 沉降速率变小。在C1、C2分级加载过程中, 沉降曲线在第2级荷载施加后, 出现明显的“台阶状”现象, 这与软土地基的固结沉降理论分析结果相吻合[6]。C4第2级荷载施加后, 由于软土层渗透系数差且厚度较大, 在无竖向排水系统的情况下, 孔隙水排出路径受阻[6], 软土层形成的超静水压在短时间内很难消散, 沉降受预压荷载的影响较小, 累计沉降曲线轨迹在荷载作用下几乎没有变化。而在塑料排水板加固区域, 在预压堆载填筑开始阶段, 累计沉降曲线均有一个明显的拐点, 沉降速率突然变大, 而在未设置塑料排水板的C4区域, 沉降速率有所增大, 但是很小, 这进一步说明了塑料排水板联合堆载预压消除沉降、加快软基的固结效果明显。
3.2 分层沉降随时间的变化规律
图5~图8给出了C1~C4表层沉降标高对应的分层沉降管CM1~CM4各土层压缩量随时间的变化曲线, 图右为各磁环的初始分布高程, 磁环随着土体一起发生沉降, 两个磁环之间的高程差即为土层的压缩厚度。
比较分析不同分布高程的各压缩层厚度的变化大小, 在整个监测阶段, 压缩层厚度发生明显变化的土层分布标高在-3.0~-20m之间, 在此标高范围内土层厚度的变化值之和占累计总沉降的70%左右, 根据工程地质断面图可以看出, 分布在此标高范围内的为淤泥和淤泥质粘土, 说明沉降主要发生在打设有塑料排水板的软土层。
在打设有塑料排水板的CM1~CM3, 在塑料排水板的底端标高-20m以下的区域内, 土层压缩层厚度在施加堆载荷载后有一定的变化, 约占总沉降量的11%左右, 这是由于附加应力能够直接作用到该深度以下的土体上引起下卧层产生了一定的沉降, 但是沉降量较小。
未打设塑料排水板的CM4软土层沉降之和至卸载完成为0.65m, 仅占累计总沉降的35%, 表明软土下卧层在预压阶段发生较大的沉降, 堆载预压没有很好地改善软土的性质, 处理后的软土地基承载力有待进一步改善。
3.3 地基处理效果评价
根据实测沉降曲线反分析最终沉降, 采用mathematica软件分别对双曲线模型、指数曲线模型、增长曲线模型进行参数优化设计, 将求得的参数代入模型中进而求得不同模型的最终沉降值[8]。比较分析图9~图10中C1、C3观测点三种模型的拟合情况, 可以得出:采用指数曲线沉降预测模型预测的沉降变化曲线与实测曲线的吻合精度比较高, 尤其在加载后期, 较之其他两种预测模型具有更高的拟合度。表3列出了三种预测方法的最终沉降值和工后沉降值。根据指数曲线预测, 工程区域内大部分区域固结度均大于90%, 满足地基处理设计要求, 而C4区域由于加载时间较短, 固结度仅完成81%, 在地基使用前根据构筑物的要求要进一步进行处理, 可以采用强夯或是深层搅拌桩等方法处理。
同时, 在加固区的同一位置处, 于加固前后与钻探配合进行标准贯入试验。软土层加固处理前后击数的平均值分别为2.2和5.2, 提高了约2.5倍。根据规范[9], 估算加固后软基的承载力fk为165k Pa。软土地基经过加固处理后, 地基承载力有显著的提高。
4 结语
通过对现场试验实测资料的分析总结, 可以得出以下结论:
(1) 在相同预压荷载条件下, 塑料排水板能够明显加快软土的固结沉降速率, 有效地缩短工期。固结沉降与预压荷载的大小有明显的相关性, 预压荷载越大, 最大固结沉降速率线性增大, 堆载过程中可以通过监控最大沉降速率确定堆土厚度, 分区分阶段进行。
(2) 预压阶段, 发生沉降的主要是打设有塑料排水板的软土区域, 软土层的沉降占累计总沉降的70%左右, 并且同一土层浅部的土层压缩量的发展明显快于深部的土层。
(3) 试验结果表明, 在塑料排水板加固区地基固结度均达到90%以上, 地基承载力达到165k Pa左右, 软土地基经过处理后能够满足变形和承载力设计要求。
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后预压法处理桩底沉渣的试验研究 篇6
灌注桩基础由于受施工设备、技术及工艺水平的影响,桩底不可避免地存在一定厚度无法清除的沉渣,造成承载力下降[1~3],从而导致桩基被检测为不合格,造成一定的经济损失。为尽量减少沉渣对桩基承载力的影响,在实际工程中,施工人员一般采用正反循环清渣、桩底注浆和工后预压等方法来处理[4];而工后预压,即人为增大荷载产生沉降,从而压实沉渣以提高承载力的处理方法,目前很少有文献具体叙述和反应其合理性,一般仅凭工作人员的施工经验进行操作,但是桩基础由于自身的隐蔽性和重要性,其荷载传递过程与作用机理有必要进行深入分析。因此,对工后预压处理桩底沉渣的方法进行试验研究,具有理论和现实意义。
本文通过一个因桩底过厚沉渣(空隙)导致桩基静载位移过大、检测不合格的工程实例,例证了预压使桩基向下刺入变形,压实沉渣后承载力恢复至正常值。为进一步研究桩基充分向下刺入前后的工作性状,设计并开展了室内模型对比试验,详细讨论了单桩的荷载传递特性,包括桩轴力、侧摩阻力、端阻力和荷载-沉降曲线等方面的问题。试验结果表明,桩底存在沉渣对单桩承载力特性会产生一定的影响,但压实沉渣后,单桩仍然可以恢复正常的承载性能;在此研究基础上,验证了采用后预压方法处理桩底厚沉渣的缺陷桩基的合理性和可行性。
1 工程实例分析
1.1 工程概况
某小区住宅楼为7层砖混结构,采用直径为436mm的振动沉管灌注桩基础,桩身混凝土标号为C20,单桩承载力极限值为900kN,设计桩长为27m,采用桩长与贯入度双控。桩周围土体分布及参数见图1。
桩基施工结束后,进行静荷载试验,发现单桩承载力极限值只有360kN,远小于设计承载力极限值900kN的要求,属不合格桩,其荷载-沉降曲线如图2所示。
1.2 事故原因及处理方法
在调查事故原因时,了解到施工单位在灌注完混凝土后,上拔沉管时,未能完全按设计院的要求反插施工,桩头在施工时被上提了20cm左右,使得桩头与土层形成空隙,导致桩的端部承载力为零,显然其极限承载力达不到设计要求,静荷载的值实际只为桩的侧摩阻力值。对桩进行进一步的静压试验,结果在下压了15cm后,停止了下沉,并且单桩承载力迅速提高到了1000kN,完全满足设计要求。静载试验完整的荷载-沉降曲线如图3所示。
2 室内模型试验分析
为进一步研究沉渣存在对桩基承载力特性的影响,设计并开展了室内模型试验,对比分析了沉渣存在时的单桩受力特性。
2.1 模型试验设计与方案
试验场地为岩土试验室的室内模型坑。模型坑的尺寸为3.0m(长)×2.0m(宽)×1.0m(深),沿坑边采用有机玻璃钢框结构加高了1.0m。内置模型箱,模型箱结构尺寸:长0.8m,宽0.8m,深1.5m,由角钢支架和钢板组装而成。由于实验条件的限制,本试验仅使用其中的一段,坑内另有其他试验。模型试验场地剖面图如图4所示。
采用粉砂土作为试验地基土,其不均匀系数Cu=5.87,进行排水快剪试验测得砂土的摩擦角φ=22°,粘聚力c=11kPa。模型桩选用有机玻璃棒制作,桩身截面对称粘贴应变片,应变片表面涂抹硅胶,用于应变片的防潮及防护处理,为了使桩侧壁达到一定的粗糙程度,在桩表面用环氧树脂胶黏一层细砂。桩顶设置加载板,在板底开1cm深圆孔,用环氧树脂胶形成桩头与加载板的固定连结,见图5所示;试验中采用量程为20cm的两个位移传感器在加载板两侧相对布置,取其平均值作为桩顶沉降值。采用千斤顶结合荷载传感器的加载方式。沉渣模型材料的选择主要考虑其易压缩、初始弹性模量较低,与实际沉渣的性质相类似,但是桩底沉渣又需要存在一定的初始刚度,用于承受埋桩时桩的自身重量,所以选择橡胶泡沫作为沉渣模型的材料。
单桩系列试验包括无沉渣单桩和有沉渣单桩两组试验,具体试验方案见表1所示。为更详细分析沉渣压实前后的单桩性状,对有沉渣单桩进行荷载少量多次的细分级加载方式。根据表1所设计的试验方案,整理试验数据,得到各组试验的荷载-沉降特性、桩身轴力、桩侧摩阻力及桩端阻力等。
2.2 试验结果分析
(1)荷载-沉降特性
从图6中有沉渣单桩的荷载P与沉降s关系曲线可以看出,当荷载小于1300N时曲线为直线段,可认为是桩侧摩阻力发挥阶段;由于桩端存在沉渣,随着荷载的增加,桩侧摩阻力完全发挥后,单桩沉降会突然迅速增大,呈向下刺入趋势,向下刺入大约8mm后,桩底沉渣被压实,P-s曲线的坡度变缓,整个过程为一“台阶型”。与无沉渣的单桩荷载-沉降曲线相比较可知,两曲线在荷载初期基本吻合,仅为桩侧摩阻力作用阶段,桩端几乎不受力;继续增加荷载,沉渣的存在使得有沉渣单桩端阻力不能及时发挥,因而产生压缩突降段,在相同荷载下比无沉渣单桩曲线陡,沉降量较大;由于沉渣在压缩过程中刚度越来越大,因此压实沉渣使端阻力明显提高所需的荷载大约为500N,从而导致在沉渣压缩段与常规单桩P-s曲线出现了交点。压缩沉渣过程及压实沉渣后的继续承载使得桩端阻力逐渐发挥,继而单桩在压实沉渣后可以继续承担一定的荷载值,单桩承载力增大。
(2)荷载传递特性
随着荷载的施加,桩身轴力的分布如图7所示。可见,在不同的荷载下,两者的桩身轴力分布形式基本相似,桩身轴力都是随着深度逐步向下递减。但对于有沉渣单桩(见图7(b)),当荷载较小时,轴力递减较慢,荷载基本由桩侧摩阻力承担;随着荷载的增加,沉渣被压缩并压实后,桩端阻力逐渐发挥,桩端开始承担部分荷载,所以当荷载由小变大时桩身轴力分布曲线表现为在桩底附近前密后疏。
图8为不同模型试验的桩侧摩阻力分布图。从图8(a)中可以看出,单桩侧摩阻力的发挥是随着荷载的增加,自桩顶到桩端逐渐开展的。而沉渣的存在对单桩侧摩阻力的发挥变化产生了一定的影响(见图8(b)),当荷载较小时,荷载基本由桩侧摩阻力承担,桩端不受力;荷载逐渐增大时,单桩产生大位移沉降,使桩土相对位移增大,桩侧摩阻力充分发挥;且由于桩端开始承担部分荷载,桩端处侧摩阻力减小得较快,但与图8(a)无沉渣的单桩侧摩阻力比较,桩端处侧摩阻力则更大一些,主要是因为桩端土附近侧摩阻力的增强所致,这恰好验证了文献[5]中董金荣提出的观点。
(3)桩端阻力对比
图9表示的是不同模型试验荷载-桩端阻力曲线。从图中有沉渣单桩的端阻力发挥过程可以看出,当荷载水平较小时,桩端阻力发挥程度也较小,并随着荷载的增加慢慢增大;当荷载值大于1700N时,曲线斜率快速增加,桩端阻力随荷载的增加呈加速上升的趋势。而对比两试验荷载-桩端阻力的曲线,在相同的荷载作用下,无沉渣单桩的端阻力发挥明显早于有沉渣单桩的端阻力;但随着荷载的增大,有沉渣单桩的端阻力曲率在逐渐变大,说明沉渣被压缩时,端阻力在逐渐快速发挥,当荷载增大到一定值压实沉渣后,桩端阻力的曲率与无沉渣单桩的端阻力曲率基本一致,端阻力开始正常发挥,只是当两者发挥至相同端阻力时,有沉渣单桩所需的荷载值更大。
(4)极限荷载的确定
假设单桩的极限位移为2cm,此时无沉渣单桩的荷载为2000N,而有沉渣单桩的荷载为2500N,两者相差的荷载值刚好是压实沉渣所需的荷载值。把有沉渣单桩压实沉渣后的曲线段ab平移至曲线突降拐点处即桩侧摩阻力完全发挥时P=1300N,则形成新的荷载P-沉降s曲线o-a′-b′,即忽略压实沉渣所需的荷载及相应的位移后,有沉渣单桩表现出的真实P-s曲线。图10所示的是变换后的P-s曲线对比图,从图中可以看出,有沉渣单桩正常工作的P-s曲线近似于无沉渣单桩的曲线,说明虽然沉渣的存在对单桩承载性能会产生一定的影响,但是增大荷载压实沉渣后,单桩仍然可以恢复正常的承载性能。
3 结论
本文先分析了一个因桩底过厚沉渣(空隙)导致桩基静载位移过大、检测不合格,但经预压处理后承载力恢复的工程实例;设计并开展了室内模型试验,对比桩底沉渣压实前后桩体工作性状的变化,深入研究了沉渣存在对单桩荷载传递机理和承载力特性的影响,得到以下结论:
(1)桩底存在过厚的沉渣,可能导致桩基被检测为不合格,造成一定的经济损失,但此时继续加大桩顶荷载以压实沉渣,桩基承载力可提高至设计值。
(2)室内模型试验表明,桩底部存在沉渣时,上部荷载的作用可以使单桩充分向下刺入,桩侧摩阻力完全发挥,沉渣被压缩,桩端阻力缓慢提高,压实沉渣后的荷载-沉降曲线与无沉渣单桩的荷载-沉降曲线相近。虽然桩底存在沉渣会对单桩荷载传递机理产生影响,但压实沉渣后,单桩仍然可以恢复正常的承载性能。
(3)桩底沉渣的存在使桩端阻力只有在桩顶产生较大位移时才能发挥作用[5,6],而在变形控制条件下,则需要牺牲沉降来达到桩端阻力发挥的目的。因此,只要在沉降允许范围内,对类似本文的缺陷桩基采用工后预压的处理方法,可以使桩基承载力提高到原设计值。
摘要：本文先通过一个因桩底存在过厚沉渣(空隙)而导致桩基静载检测不合格的工程实例,例证了加大荷载压实沉渣后其实际承载力可以恢复至设计值。为进一步研究沉渣存在对单桩承载力特性的影响,设计室内模型试验,通过实测数据对比了桩底有沉渣和无沉渣两种单桩模型在荷载作用下的轴力、桩侧摩阻力、桩端阻力及荷载-沉降曲线。试验结果表明,虽然两者的荷载传递机理有所不同,但有沉渣单桩压实桩底沉渣后仍可以恢复正常的承载性能;并从理论上验证了后预压方法处理沉渣过厚桩基的合理性和可行性。
关键词：沉渣,承载力,室内模型试验,荷载传递,预压
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预压试验论文 篇7
新建甬台温铁路旗门港特大桥位于台州市三门县沙柳镇, 跨越旗门港, 桥址为港尾区, 河流不规则, 四次穿越既有乡村公路。环境水对混凝土具中等溶出性侵蚀, 海水对钢筋砼中的钢筋近强侵蚀性。全桥长1452.80 m, 线间距为4.6 m, 纵坡5.3‰, 横向排水坡度2%, 设计使用年限为100年。
本桥结构布置为44跨32 m双线简支箱梁, 每孔箱梁重约900t, 跨中截面主要尺寸有:梁高2.8 m, 底宽5.74 m, 顶宽13 m, 横坡2%, 底板厚0.3 m, 腹板厚0.48 m, 顶板厚0.34 m, 箱梁翼缘悬臂长3.3 m, 悬臂根部高0.6 m, 悬臂端部高0.20 m。纵向钢绞线布置共计27束, 其中底板7束, 每侧腹板各10束。每孔梁主要工程量有:ϕ15.24钢绞线12.21 t, 普通钢筋50 t, 锚具54套, 金属波纹管925 m, 支座4个, C50耐久 (防腐) 混凝土315 m3。
2 预压的目的
施工时存在结构不安全因素及施工挠度, 为验证支架的整体稳定性、强度以及消除地基沉陷、构件接缝等非弹性变形, 算出非弹性变形值及弹性变形值, 故对箱梁支架进行预压试验, 以求证其安全性与确定立模标高, 保证箱梁在浇注混凝土后满足设计的外形尺寸及挠度要求。
3 预压方案
3.1 预压方案简介
采用1.2m×1.2m×1.2m的混凝土预制块 (每块重3.974 t) 按堆载的方法分3层布于支架上, 试验荷载考虑了1.3倍的超载系数, 同时考虑到箱梁两侧翼缘板区梁体自重较小及方便预压工作的开展, 故不对其下支架进行布块预压变形值可参考预压区下支架变形值。
其预压的工艺流程为:铺设箱梁底模→设置观测点并测量记录原始值→加载 (分3次进行) →观测不同布载后的各观测点读数→卸载→观测卸载后各观测点读数→调整模板标高。
3.2 支架搭设
按支架设计图搭设好支架后, 铺设支架顶纵横向方木, 将顶层方木尽量调整到根据梁底标高推算的设计标高, 同时加强对模板下支架的检查, 确保支架底传递荷载的枕木、槽钢、底托不脱空, 支架的各杆之间, 支架与方木之间各接触面紧密, 无明显缝隙。
3.3 观测点设置
根据局项目部的作业指导书并结合现场实际情况, 在门架上安装百分表14个, 观测支架变形情况, 位置分别在梁长1/8、2/8、3/8、4/8、5/8、6/8、7/8处按照中心线对称安装;同时在地面上设水准观测点14个, 用精密水准仪观测支架地基沉降情况, 其位置和百分表一致, 按照中线对称布设。测点和百分表安装完成后测量地面点未加载前的标高和百分表的原始值, 并做好记录。观测仪器采用DS3型精密水准仪 (苏州产) 、百分表 (哈尔滨产) , 精确度都为0.01 mm。测点布置情况如下图所示 (单位为 m) :
3.4 加载 (按照混凝土浇筑顺序分级进行)
(1) 第一次加载从跨中向两侧、左右对称间隔跳跃加载至约梁重的30%, 即66块;
(2) 第二次加载完成第一层混凝土预制块的均匀堆放, 约为梁重的60%, 共105块;
(3) 第三次加载完成第二层混凝土预制块的均匀碓放, 约为受力范围内梁重的100%, 64块;
(4) 第四次加载完成第三层混凝土预制块的均匀堆放, 约为受力范围内梁重的130%, 50块;
3.5 加载后的观测与要求
(1) 根据分级加载程序, 每次布载结束后应立即读取百分表读数和测量地面设点的标高值, 对数据计算分析后, 如果连续2次读数基本不变 (误差值很小时一般≯1 mm) , 间隔2小时继续加载。
(2) 观测要求
1) 观测频率为每2小时1次, 并记录好原始数据, 以便对结果进行统计分析。
2) 观测方法按四等水准测量要求, 双面读数, 观测由专人负责, 岗前必须培训。
3) 及时计算测量成果, 并与现场情况联系, 有异常马上和相关负责人报告。
4) 进入现场一定注意安全, 尤其负责百分表读数的, 因为百分表安装在底模下50 cm左右的地方, 防止撞头或者高处坠落。
3.6 卸载
预压连续观测2天, 经过观测计算, 沉降趋于稳定后, 方可卸载, 卸载过程的操作基本与加载相反。荷载卸除后, 立即测量地面观测点标高和百分表读数, 据此确定支架回弹值, 绘出沉降变形曲线。
4 数据处理分析
通过观测记录数据在我们手里最终要形成“预压观测数据分析表”和“预压支架变形曲线图”, 我们用它来调整支架的可调高度、预留支架弹性变形和设计上拱度。在计算数据的时候, 总的沉降变形为加载130%时读数h2-初始读数h1;塑性变形q1为卸载后读数h3-初始读数h1;弹性变形q2为加载130%时读数h2-卸载后读数h3;支架总的沉降变形q等于塑性变形q1+弹性变形q2;下面是我们第19～20箱梁预压百分表观测成果。
4.1 预压观测数据分析表
4.2 支架预压变形曲线图
5 根据成果调整底模标高
由于梁体为现浇混凝土, 浇筑时和浇完后梁体下面要产生各种变形, 故在设置支架底模时, 要充分考虑各种变形。本桥的设计预拱度最大值为225 mm, 我们按照二次抛物线变化计算各测点的设计预拱度, 即:qx=q (1-4x2/l2) ;同时, 施工预拱度应为支架变形值+设计预拱度, 即:qs=q2+qx, 故可知:
(1) 已预压区段, 标高计算式子为:
H=hs+q2+qx
式中hs为梁底设计标高, 其他同前。
(2) 未预压区段, 标高计算式子为:
H=hs+q1+q2+qx
式中hs为梁底设计标高, 其他同前。
6 几点认识和说明
(1) 支架的塑性 (非弹性) 变形通过试压后, 可认为支架、模板、方木等非弹性变形已经消除, 也是我们要进行预压的目的。
(2) 弹性变形在设置预拱度时必须考虑, 以使支架变形后梁体的线形满足设计要求。
(3) 加载到130%时的读数与卸载前的读数之差, 可以粗略的反映出持续荷载对我们支架或者贝雷架变形的影响。
(4) 以上只对百分表读数整理结果做了分析, 地基沉降量通过我们用精密水准仪测量计算沉降量和现场观察, 没有发现裂纹, 且沉降量在规范范围之内, 满足承载力要求。如果说有点沉降量很大, 会在混凝土处理过的地基上发现裂纹, 可以实地查看。
(5) 试验支架搭设严格按设计要求施工, 以求试验结果的真实性;试验支架扣件螺栓须按规定用扭力板手检查拧紧程度, 以保证试验支架的整体稳定性。
(6) 分级加载, 必须按照试验规程实施, 每2 h测试沉降量不超过0.1 mm, 否则不得进行下一级荷载。
7 结束语
预压检验结果表明, 该支架完全满足施工要求。通过预压得到了支架组合结构的变形数据, 为梁体的浇注做好了准备。支架施工法中预压可有效检验支架的整体受力性能, 减小支架非弹性变形, 确定支架预拱度, 提高预定施工精度, 使成桥结构棱角分明、线形流畅。支架预压不仅可提高结构安全性, 而且对施工工艺的完善也有很大作用, 因此应引起足够重视, 要从国内外相应的工程中吸取经验教训, 避免类似支架倒塌事故的发生。 [ID:4507]
参考文献
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预压试验论文 篇8
1.1工程背景
近些年来, 国内的围海造地工程发展迅猛, 我国沿海地区经济活跃, 然而城市可用土地却日益饱和, 建设用地十分紧张。围海造陆和滩涂开发用于城市建设和工业生产, 为解决土地稀缺问题和利用沿海丰富的海涂资源提供了有效的途径。沿海地区, 如天津、宁波、温州等地, 都在进行大面积的围海吹填造陆工程。由于砂料的日渐缺乏, 采用海底淤泥或疏浚淤泥吹填造陆技术得到长足发展, 该技术将本应成为废弃物的疏浚淤泥作为围垦填料, 形成大量新的土地资源, 可谓一举两得。由于吹填淤泥填海造陆技术在环境保护和经济效益上均具有巨大的优势, 目前已被广泛应用于沿海地区的围海造陆工程中。
1.2室内试验研究现状
真空预压技术处理疏浚淤泥时, 出现不同处理效果的工程实践屡见不鲜, 这方面的理论研究相对滞后。对于为什么会出现处理效果不同, 以及在何种条件下会出现处理失败均不明确。因此为了探索真空预压在高含水量疏浚淤泥中的应用范围, 对真空预压法处理高含水量疏浚淤泥的效果进行室内试验研究是非常有意义的。
在真空预压室内模型试验研究方面, 冯军、刘爱民等对黄骅电厂试桩区进行了研究, 经过150 d的真空预压加固后, 土体加固效果并不理想。虽然双曲线法计算应变固结度满足85%的设计要求, 但是地基承载力却达不到设计要求。他们认为是由于该土粘粒含量较大, 透水性较差, 部分水分通过真空预压的作用无法排出造成的。通过大连地区大窑湾港区等实际工程及室内模型的研究发现:真空预压对于不同土性的淤泥处理表现出不同的处理效果, 即有的处理效果理想, 而有的处理效果不理想。说明不同土性的疏浚淤泥对真空预压处理效果是有影响的。然而这方面的理论研究相比工程实践而言比较滞后, 所以有必要进一步研究不同土性的土对真空预压固结的影响。
2室内真空预压模型试验
2.1试验目的
本试验基于传统真空预压法进行试验研究, 考虑不同的淤泥, 不同的初始含水率对真空预压模型试验的过程和试验结束后土体物理性质的影响。结束抽真空后, 对试验进行径向分组取样, 测定各测点的不排水强度和含水率, 初步得出各不同试验条件作用下的土体径向十字板剪切强度和含水率的分布规律曲线, 并将各组试验的结果进行对比, 观察不同土性, 不同含水率会对真空预压产生怎样的处理效果。
2.2试验装置
试验装置如图1所示。
整套试验装置主要由真空泵、饱和缸和沉降柱组成, 它们之间由塑料软管、铜质球阀和套箍连接。真空泵必须得有两台, 为了防止真空泵长时间工作而损坏, 所以平均每12 h换一次泵。同一组试验装置可以同时进行两种不同含水率试验, 也可以单独进行一种含水率的试验, 所以饱和缸和沉降柱可以连接两套或是一套。
3实验结果
3.1不同初始含水率对加固效果的影响
试验结束后, 将试样表层密封膜拆除, 径向取样测取含水率, 测点高度位于试样中间层。为了研究初始含水率对真空预压处理效果的影响, 将各试验条件作用后的土体径向含水率绘制在同一表格中, 初始含水率为2.0 LL的泰州淤泥在真空预压加固后其含水率均比初始含水率为1.4 LL的高, 初始含水率为1.4 LL的白马湖淤泥加固后含水率比初始含水率1.0 LL的高, 即初始含水率越高, 真空加固后土体中的含水率也越高。可以认为每一种试验条件都对应着一种极限状态, 土中水并不是被无限抽出的, 当真空度向土中的传递作用与被加固并吸附在排水板周围的土对真空度的传递的阻碍作用, 两者达到平衡状态后, 土中孔隙水便难以随排水板吸出, 尾水无法再收集到, 沉降趋于稳定。而初始含水率高的淤泥在达到极限状态后其土中含水率比初始含水率低的试样高。
3.2不同土性对试验后物理指标的影响
将泰州淤泥和白马湖淤泥的试验数据汇总到一起, 淤泥的土性对试验后土体含水率的影响是很显著的, 淤泥中粘粒的含量会影响到渗透系数, 进而影响淤泥在真空负压作用下的排水速率。虽然泰州淤泥和白马湖淤泥都表现出初始含水率高的样在抽真空后含水率大于初始含水率低的样这种定性规律, 但是这种规律是根据淤泥土性的不同而有差异的。不同的土性, 即使初始含水率相同, 在真空预压稳定后, 其强度是完全不一样的。
泰州淤泥的加固后强度明显高于白马湖淤泥, 这是因为泰州土粉粒含量多, 在相同试验条件下, 泰州淤泥的排水速率比白马湖淤泥快, 所以泰州淤泥达到稳定的时间以及稳定后的土体强度明显优于白马湖淤泥。因此在工程中, 尤其是对于用排水固结法处理软弱地基的时候, 土性是不得不考虑的重要因素, 不同的土性应该有不同的最优处理方法。在工程中, 类似于泰州淤泥这样的低液限黏土用传统真空预压工艺可以较快地排水固结, 对于类似于白马湖淤泥这样的高液限黏土, 仅是采用大应力作用下的真空预压技术, 其处理效果可能并不是特别好, 建议采用真空联合堆载预压的技术或是分级加真空荷载的技术来加快排水。
4结语
1) 初始含水率对真空预压技术处理高含水率疏浚泥的影响较大, 淤泥中孔隙水对真空预压的加固效果起反作用, 这也是新近吹填淤泥的真空预压处理工程效果不及天然软土的原因之一。
2) 淤泥的土性对真空预压技术处理高含水率疏浚泥的影响较大, 高液限黏土的粘粒含量多, 渗透系数小, 严重影响排水速率, 一般认为用传统真空预压工艺处理低液限黏土, 其效果好于高液限黏土, 对于高液限黏土, 应该在传统真空预压工艺的基础上加以改进。
3) 作为排水固结法的一种, 真空预压技术有其自身的局限性, 在处理像疏浚泥这种工程性质较差的软弱地基时, 有时仅用传统真空预压技术是达不到理想效果的, 需要根据不同的处理对象而适当改变真空预压技术的手段或是用真空预压方法联合其他软基处理方法。
摘要：基于传统的真空预压室内模型试验, 对试验中需加入的不同初始含水率和不同土性两个变量进行了研究, 分析了两个试验因素对真空预压加固效果的影响, 主要包括加固后土体径向强度和含水率的分布规律, 为同类问题的研究提供了依据。
关键词：真空预压,淤泥土性,加固效果,物理指标
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