竖向承载特性

竖向承载特性（精选七篇）

竖向承载特性篇1

关键词：地震动力响应,竖向预应力,无限元边界,弯矩,ABAQUS

抗滑桩作为滑坡治理的主要手段, 具有抗滑能力强、桩位布置灵活、工作多且干扰少、施工方便快捷、设备简单等特点, 目前在工程中已经得到广泛应用。预应力锚索桩是后来发展的一种形式, 通常在桩的侧向布置预应力锚索。为了提高桩的工程实用性, 近几年有人提出了新型的抗滑桩—竖向预应力锚索抗滑桩。竖向预应力锚索桩将锚索布置在桩体内部, 其结构简图如图1。但是对于竖向预应力锚索抗滑桩承载特性的研究比较少, 而且目前的研究都局限在静力分析[1~5], 对于此类桩的动力承载特性还没有研究。因此, 本文利用大型有限元软件ABAQUS对竖向预应力锚索抗滑桩的单桩动力承载特性进行分析研究。

1 模型的建立

本次研究模型取一典型边坡形式。坡面为1∶1.5, 坡高14 m。桩身长15 m, 截面尺寸为2 m×3 m。桩体设在坡面中部, 下端嵌固在基岩中, 嵌固长度为5 m。

由于本文主要研究单桩承载特性, 暂不考虑多桩的土拱抗滑性能, 故将模型简化为二维。计算主体模型采用有限元方法, 边界域采用无限元[6~7]来吸收反射地震波。模型及网格划分简图见图2。

模型中动力分析采用地震波为神户大地震实测记录KOBE波 (水平为南北向) 。水平地震波的实际记录处为地平面下32 m, 峰值加速度为0.83 g。原地震记录持时为50 s, 为节省计算时间本文只选用其中较大的前10 s作为计算使用。计算时采用软件将加速度峰值分别换算为0.2 g、0.3 g、0.4 g、0.5 g, 分别垂直施加在模型地基底部。原地震波加速度时程曲线如图3。

2 动力作用下桩身弯矩分析数据

悬臂桩的下端嵌固在基岩中, 靠其自身承载能力对桩提供固定作用, 上部土体的下滑力对桩有相反的作用力。地震时桩后土压力增大, 土对桩的作用力加大, 桩的弯矩增大。静力问题中桩身关键部位的受力与弯矩比较容易算出, 动力问题相对复杂, 桩身弯矩受动力本身特性影响。图4给出了峰值大小分别为0.2 g、0.3 g、0.4 g、0.5 g地震加速度作用下桩身弯矩曲线。图4 (a) 中锚索预应力为0, 图4 (b) 中预应力为800 k N。

从图4中 (a) 可以看到, 随着地震加速度峰值增大, 桩身弯矩分布趋势基本没有变化。但桩身弯矩值逐渐增大, 并且与峰值加速度大小呈线性关系。峰值为0.5 g时桩身最大弯矩比0.2 g时增大将近2300 k N·m。最大弯矩出现在土体与基岩的交界层附近, 说明桩体的危险段位桩的嵌固段附近。图4 (b) 中锚索施加800 k N的预应力, 其弯矩随地震峰值加速度增大而变化的趋势同图4 (a) 显示的普通悬臂桩相同, 桩身弯矩分布也基本一样。

将图4 (a) 与图4 (b) 比较, 发现锚索施加预应力后桩身弯矩值有明显减小。为了清楚比较施加预应力后弯矩的变化, 在同样输入峰值加速度为0.5 g的地震作用下, 将锚索预应力分别设为0、100 k N、400 k N、800 k N、1200 k N, 得到弯矩曲线如图5。

图5中给出的一组弯矩曲线可以显示出锚索预应力变化时, 在同样的地震作用下, 桩身弯矩的分布基本没有改变。但是弯矩值随着预应力增大而减小, 预应力从0变为1200 k N时最大弯矩值减小1000 k N·m, 这说明在动力作用下, 竖向预应力锚索具有良好的减小桩身弯矩的作用。从图5中还可以看出, 预应力增大时桩身上部弯矩变化的程度要比下部大, 这主要是桩身下部嵌固在基岩中, 而锚索的作用力通过锚头施加在桩身上部, 所以预应力对桩身上部影响较大。因此, 在提高预应力时要注意桩头反方向的弯矩变化。

3 结论

(1) 竖向预应力锚索桩在不同加速度峰值地震作用激励下的弯矩分布形式基本不变, 弯矩大小随加速度峰值增大而增大, 并呈线性关系。加速度峰值每增大0.1 g, 弯矩最大值增大约750 k N·m。在相同动力作用下, 竖向预应力锚索桩的弯矩最大值随着锚索预应力的增大而减小, 预应力每增大400 k N弯矩最大值减小约330 k N·m, 弯矩向相反方向变化, 变化速度由桩底至桩头增大。

(2) 同普通悬臂桩相比, 竖向预应力锚索桩在动力作用下的弯矩分布形式相同, 但是后者桩身弯矩较小, 抗滑性能更高。同侧向预应力锚索桩相比, 竖向预应力锚索桩的抗滑性能要差一些。因此在实际工程中要权衡利弊, 根据经济造价与承载要求选择合适的桩身形式。

总体来说, 竖向预应力锚索抗滑桩具有良好动力承载性能, 在选择合适的锚固力与偏心距的条件时, 可以满足实际工程的动力稳定性需要。

参考文献

[1]金波, 程方方, 陈宁宁.偏心预应力锚索抗滑桩模拟试验研究[J].岩石土工技术, 2008, 22 (3) :131-138.

[2]梁俊勋, 卢玉南, 许英姿.竖向预应力锚索抗滑桩的优化设计[J].工程勘察, 2010 (Zl) :529-533.

[3]蒋楚生, 李庆海.新型竖向预应力“锚索”抗滑桩设计理论初探[J].路基工程, 2010 (Zl) :109-111.

[4]黄宝权。竖向预应力锚索抗滑桩在滑坡治理中的应用[J].广西城镇建设, 2010 (7) :41-44.

[5]许英姿, 韦万正, 卢玉南.竖向预应力锚索抗滑桩的优化研究[J].工程地质学报, 2011, 19 (1) :83-87.

[6]吴鸿庆, 任侠.结构有限元分析[M].北京:中国铁道出版社, 2000.

影响竖向弯头承载能力的因素分析篇2

关键词：竖向弯头,应力变化幅度,工作温差,曲率半径

1 概述

直埋敷设转角管段,在石油、天然气长输管线中大量使用,且由于石油、天然气长输管线常常敷设在荒郊野外,甚至翻山越岭,折角通常较大,北京石油大学的崔孝秉教授做过大量的研究[1,2],其研究的结果正在石油、天然气行业,以及相关领域得到采纳或者借鉴。在20世纪70年代进行了“热力管道无补偿直埋敷设试验研究”课题的研究工作,并在1987年根据研究结果进行分析、总结所编制的《热力管道无补偿直埋敷设设计与计算》一书[3]中,引用崔孝秉教授的研究成果,提出了直埋供热竖向转角管段受力计算的方法。文中对影响竖向弯头应力变化幅度的因素进行了分析,从而采取有效措施提高竖向弯头的安全性。

2 竖向转角管段的影响因素

为了使研究和分析的成果更具有针对性,能够直接为竖向直埋转角管段的设计提供参考和借鉴,将分析的基础参数及管网工作参数界定在《规程》规定的范围内,即:工作压力不大于1.6 MPa,循环最高温度为130 ℃,循环最低温度10 ℃,预制保温管为聚乙烯外护、聚氨酯保温,Q235钢管,土壤与高密度聚乙烯外护间的摩擦系数μmin=0.2,μmax=0.4,土壤的密度取ρ=1 800 kg/m3。考虑到为尽可能全面地反映各因素的影响程度,在《规程》规定的参数范围内,选择和改变一系列的设计参数,按照转角管段两臂对称自然锚固的状态,计算出锚固弯矩变化范围。

2.1 管网设计压力对弯头应力变化幅度的影响

当两臂无限长(lcd=ltd),Rc=3DN,h=1.2 m,ϕ=90°,ΔT=120 ℃时,压力与弯头应力变化幅度图见图1。

由图1可知,随着压力的增加,弯头应力变化幅度缓慢减小,由此可见在弯头应力验算时,应注意设计压力的选取。

2.2 管顶埋深对弯头应力变化幅度的影响

当两臂无限长(lcd=ltd),Rc=3DN,Pn=1.6 MPa,ϕ=90°,ΔT=120 ℃时,埋深与弯头应力变化幅度图见图2。

由图2可以看出,随着管顶埋深的增加弯头应力变化幅度缓慢降低。在同样条件下,大口径弯头应力变化幅度会远小于小口径弯头。大口径竖直向下弯头随埋深的变化弯头应力变化幅度不明显,所以不能通过调整埋深来满足弯头疲劳强度的要求。

2.3 循环温差对弯头应力变化幅度的影响

当两臂无限长(lcd=ltd),Rc=3DN,Pn=1.6 MPa,ϕ=90°,h=1.2 m时,循环温差与弯头应力变化幅度图见图3。

由图3可以看出,随着循环温差的增加竖向弯头应力变化幅度显著增加,大口径弯头应力变化幅度在同条件下要远小于小口径弯头应力变化幅度,故随着管径的增大,抵抗二次应力破坏的能力越强。小口径竖向弯头的应力变化幅度增加速度比大口径竖向弯头应力变化幅度快。

2.4 弯头曲率半径对弯头应力变化幅度的影响

当两臂无限长(lcd=ltd),ΔT=120 ℃,Pn=1.6 MPa,h=1.2 m时,曲率半径与弯头应力变化幅度图见图4。

由图4可以看出,随着竖向弯头曲率半径的增加竖向弯头应力变化幅度显著降低,弯头曲率半径是影响弯头应力变化幅度主要的因素,并且随着管径的增加,弯头应力变化幅度越小。

2.5转角管段的折角对弯头应力变化幅度的影响

当两臂无限长(lcd=ltd),Rc=3DN,ΔT=120℃,Pn=1.6 MPa,=90°,h=1.2 m时,竖向转角管段的折角与弯头应力变化幅度图见图5。

由图5可以看出,随着竖向转角管段的折角的增加弯头应力变化幅度先增加后降低。在相同条件下,随着管径的增加弯头应力变化幅度明显降低。关于弯头壁厚对弯头应力幅度的影响不再讨论,根据已有的文献可知,弯头壁厚对弯头应力幅度的影响不明显,可以作为安全余量[6]。

3结语

通过分析可得,管网设计压力、埋深、循环工作温差、弯头的曲率半径和转角管段的转角对直埋供热竖向转角管段弯头的承载能力有不同程度的影响,且影响的规律不同,其中循环工作温差、弯头的曲率半径和转角管段的折角的影响最为明显。这些计算规律与文献[7]吻合。

参考文献

[1]崔孝秉.埋地长输管道水平弯头的升温载荷近似分析[J].华东石油学院学报,1978(2):54-68.

[2]崔孝秉.“L”形及“Z”形直埋热力管道的内力计算[J].华东石油学院学报,1981(3):64-79.

[3]北京市煤气热力工程设计院.热力管道无补偿直埋敷设设计与计算[Z].1987.

[4]王飞,张建伟.直埋供热管道工程设计[M].北京:中国建筑工业出版社,2007:73-74.

[5]CJJ/T 81-98,城镇直埋供热管道工程技术规程[S].

[6]韩飞,张俊红.基于弹性抗弯铰解析法的直埋水平转角弯头承载能力影响因素分析[J].区域供热,2008(1):48-57.

竖向承载特性篇3

1 墙体的有限元分析

为了探讨加设构造柱的加气混凝土墙体竖向极限承载力的影响因素,本文分别从构造柱的柱间间距、墙体高度、层高以及墙体厚度等几个方面进行有限元分析,探讨极限承载力的变化规律。

1.1 基本假定

(1)构造柱和墙体之间无相对滑移,圈梁始终与墙体保持接触。

(2)材料具有非线性特征,构件发生大位移变形。

(3)钢筋采用分离式和整体式相结合的方式,且钢筋混凝土和加气混凝土砌体均采用SOLID65单元。

(4)其中加气混凝土砌体采用Drucker-Prager破坏准则。

(5)混凝土为各向同性材料,不考虑混凝土的压碎。

(6)加气混凝土采用等向强化准则,钢筋采用随动强化准则。

1.2 材料性能及规格

构造柱采用C20的混凝土,弹性模量25.5 GPa,泊松比0.2,轴心抗拉强度(ft)1.54 MPa,裂缝张开传递系数为0.125,闭合裂缝传递系数为0.9。钢筋:弹性模量200 GPa,泊松比0.25,屈服应力(σ0.2)200 MPa。加气混凝土砌块强度等级采用A5.0,尺寸为600 mm×300 mm×240 mm,砌筑好的加气混凝土墙的计算参数[1]见表1。

钢筋的本构关系及墙体的有限元模型如图1所示。

1.3 构造柱间距对墙体极限承载力的影响

为了得到墙体的极限承载力随构造柱间距的影响效果,做出的有限元模型尺寸见表2。

通过以上模型尺寸,建立有限元模型进行分析,得到加气混凝土墙的极限承载力随构造柱间距的变化如图2所示。

由图2可见,加气混凝土墙随着墙体宽度的增加,极限承载力开始有所下降,后又逐渐增大。这主要是因为在墙体宽度较小时,构造柱和圈梁形成的弱框体系能够明显影响墙体的极限承载力;随着墙体宽度的增加,这种影响效果逐渐降低。而每延米的极限承载力一直随着墙体宽度的增加而减小,构造柱的影响范围在3 m以内比较明显。

1.4 层高对每延米极限承载力的影响

墙体的每延米极限承载力随层高的变化情况见图3。

由图3可知,随着层高的增加,墙体的每延米极限承载力逐渐减小。层高的范围为2.7~3.6 m,已经把目前多层砌块建筑中的层高范围包含进去[2]。层高变化较小时,每延米极限承载力的变化不大,每降低1个模数,承载力降低8%左右。层高从2.7 m增至3.6 m,总的每延米极限承载力降低约30%。

1.5 墙体高度对极限承载力的影响

为了得到极限承载力随墙体高度变化的影响效果,分别对单片1~7层高的墙体进行分析,约束墙体沿厚度方向的变形,模拟楼板的传力方式进行翼沿加荷。详细模型尺寸见表3。

通过以上模型尺寸,建立有限元模型并进行分析,得到加气混凝土墙的极限承载力随墙高的变化如图4所示。

由图4可见,墙体高度越小,墙体的竖向受力不均匀,每延米的极限承载力相对较低,不能充分发挥砌体的强度。随着高度的增加,这种影响逐渐减小。极限承载力的增加也接近于线性增长,趋于收敛,直至达到砌体和构造柱混凝土的轴心抗压强度值,这说明随着墙体高度的增加,底部墙体的受力更趋于均匀,受力更加合理。

1.6 墙体的极限承载力随墙厚的变化

结合以上的启发,通过对单片6层墙进行有限元分析,分析墙体在底部受力相对均匀的情况下,极限承载力随墙厚的变化情况,墙体的具体尺寸见表4。

根据表4模型数据,建立有限元分析模型,得到墙体的极限承载力如图5所示。

从图5可知,构造柱的间距在3.0 m以内时对墙体的影响比较明显,150 mm厚的墙体构造柱间距不适于超过3.5 m。250 mm厚的墙体极限承载力相对提高最为明显。加大墙体的厚度能够明显提高墙体的极限承载力,墙体厚度越小,进入极限承载力下降阶段的构造柱间距越小。所以,对于多层加气混凝土墙,墙体厚度增大,构造柱间距可以适当增大。

2 改造后墙体的有限元分析

为了改善低层墙体的底部受力不均匀的问题,分别对单片低层墙体加设水平配筋条带进行改造,模型的详细尺寸见图6,并和加密构造柱的结果进行比较分析(见表5)。

从表5可知,对于单层墙体,加设水平配筋能够明显提高其极限承载力,能提高极限承载力8%左右,加上施工方便,相对加密构造柱更加经济合理。配筋条带能够明显增强砌体的抗剪强度,主要原因有以下几个方面[3]:(1)增强了构造柱中部的约束,从而也加强了构造柱对砌体的约束;(2)水平混凝土配筋带将墙体分割为上下两部分,使每一部分墙体的高宽比减小,增强了墙体的抗剪能力;(3)直接参与抗剪。

3 改造后的竖向极限承载力的验算方法

规范公式[4]:

式中:N——轴向力设计值,N;

ψ——高厚比β和轴向力的偏心距e对受压构件承载力的影响系数;

f——砌体的抗压强度设计值,MPa;

A——截面面积,mm2。

简化后的公式:

式中:A'——构造柱的轴心受压面积,mm2;

fck——构造柱混凝土的轴心抗压强度标准值,MPa;

α——构造柱受力随墙体高厚比及跨度的影响系数,α≤1。

根据上述极限承载力的验算公式,我们可以直观的把墙体的竖向极限承载力分为两部分加以验算,这样可以通过调整影响系数,从而减小由于应力重分布而导致的计算误差,更加接近真实值。

4 结语

通过对单片加气混凝土墙的竖向极限承载力的分析,确定了加气混凝土墙随墙体高度、构造柱间距、墙体厚度的影响变化情况。并结合上述理论分析结果,得到以下结论:

(1)加气混凝土墙体构造柱的布设间距不宜超过3 m,墙体高度越大构造柱间距可以适当加大,但不宜超过6 m。

(2)实际工程中应注意在墙体中间加设水平方向的拉筋,增强其整体性,以提高极限承载力。

(3)增大墙体厚度,有助于提高极限承载力,250 mm厚的墙体相对最为经济、合理。

有待解决的问题有:

(1)对于简化的极限承载力的验算方法中的调整系数,有待进一步的研究。

(2)墙体底部的受力大小,不仅和层数、层高有关,而且还受墙体的跨数影响,墙体跨数对墙体极限承载力的影响有待于进一步的分析研究。

参考文献

[1]清华大学.加气混凝土构件的计算及试验基础[R].清华大学抗震抗暴工程研究室科学研究报告集(第2集),1980.

[2]李启鑫,翟希梅,唐岱新.带构造柱混凝土砌块墙体受压承载力有限元分析[J].建筑结构,2006(3):47-49.

[3]于敬海.新型加气混凝土承重砌体抗震性能的研究[D].天津:天津大学建筑工程学院,2008:115.

单桩竖向承载力的几种计算方法篇4

对于一级建筑确定单桩竖向极限承载力一般应按现场静载荷试验,并结合静力触探、标准贯入、经验参数等估算综合确定;但对于二、三级建筑桩基单桩竖向极限承载力可根据静力触探、标准贯入、经验参数等估算。

1 用静力触探试验成果估算单桩竖向极限承载力

1)采用静力触探试验单桥ps值可按下式估算预制桩竖向极限承载力:

Qu=μ∑qsikli+αbpsbAp。

其中,Qu为单桩竖向极限承载力,kN;μ为桩身周长,m;qsik为用静力触探比贯入阻力ps估算的第i层土的桩周极限侧阻力,kPa,可按以下规定取值:a.地表以下6 m范围内的浅层土,一般取qsik=15 kPa。b.粘性土:当ps≤1 000 kPa时, $q_{s i k} = \frac{p_{s}}{20}$ ;当ps>1 000 kPa时,qsik=0.025ps+25。c.粉性土及砂性土: $q_{s i k} = \frac{p_{s}}{50}$ ;li为第i层土桩长,m;αb为桩端阻力修正系数,根据查相应规范表格取值;psb为桩端附近的静力触探比贯入阻力平均值,kPa,按下式计算:当psb1≤psb2时, $p_{s b} = \frac{p_{s b 1} + p_{s b 2}}{2}$ ;当psb1>psb2时,psb=psb2,psb1为桩端全端面以上8倍桩径范围内的比贯入阻力平均值,kPa,psb2为桩端全端面以下4倍桩径范围内的比贯入阻力平均值,kPa;β为折减系数,按psb2/psb1的值根据查相应规范表格取值;Ap为桩端面积,m2。

对于比贯入阻力值为2 500 kPa～6 500 kPa的浅层粉性土及稍密的砂性土,计算桩端阻力和桩周侧阻力时应结合经验,考虑数值可能偏大的因素。用ps估算的桩的极限端阻力不宜超过8 000 kPa,桩周极限侧阻力不宜超过100 kPa。

2)采用静力触探试验双桥qc,fsi值可按下式估算预制桩竖向极限承载力,适用于一般粘性土和砂土。

$Q_{u} = μ \sum f_{s i} l_{i} β_{i} + α \bar{q}_{c} A_{p}$ 。

其中,fsi为第i层土的探头侧摩阻力,kPa;βi为第i层土桩身用侧摩阻力修正系数,按下式计算:粘性土:βi=10.043f $_{s i}^{- 0.55}$ ,砂性土:βi=5.045f $_{s i}^{- 0.45}$ ;α为桩端阻力修正系数,对粘性土取2/3,对饱和砂土取1/2; $\bar{q}$ c为桩端上、下探头阻力,取桩尖平面以上4d范围内按厚度的加权平均值,然后再和桩端平面以下1d范围内的qc值进行平均,kPa。

2 用标准贯入试验成果估算单桩竖向极限承载力

采用标准贯入试验成果可按下式估算预制桩、预应力管桩和沉管灌注桩竖向极限承载力:

Qu=βsμ∑qsisli+qpsAp。

其中,qsis为第i层土的极限侧阻力,kPa,可查JGJ 72-2004高层建筑岩土工程勘察规程附录D表D.0.1-1;qps为桩端土极限端阻力,kPa,可查JGJ 72-2004高层建筑岩土工程勘察规程附录D表D.0.1-2;βs为桩侧阻力修正系数,h为土层埋深,当10 m≤h≤30 m时βs取1.0;h>30 m时βs取1.1～1.2。

3 单桩竖向极限承载力的估算

采用土的物理指标与承载力参数之间的经验关系估算预制桩、沉管灌注桩、水下和干作业钻孔桩竖向极限承载力:

Qu=μ∑qsikli+qpkAp。

其中,qsik为桩侧第i层土的极限侧阻力标准值,可查JGJ 94-94建筑桩基技术规范表5.2.8-1;qpk为极限端阻力标准值,可查JGJ 94-94建筑桩基技术规范表5.2.8-2。

4 结语

用静力触探、标准贯入、经验参数等估算确定单桩竖向极限承载力往往计算的结果出入很大,可通过以下途径来纠正及预防:

1)确保地质报告的真实性和可靠性:

地质报告是设计人员的主要设计依据,必须提高地质勘测人员的业务水平,加强职业道德责任感,有经验的地质勘测人员要严格把关,这样才能使地质报告具有真实性和可靠性。

2)结合建筑造型确定计算公式

有个性的业主越来越多,外形要求多样个性化,荷载存在较大差异,结合上部结构研判计算结果的可靠性、合理性、经济性。

参考文献

[1]JGJ 94-94,建筑桩基技术规范[S].

[2]JGJ 72-2004,高层建筑岩土工程勘察规程[S].

[3]GB 50021-2001,岩土工程勘察规范[S].

竖向承载特性篇5

本文阐述某市人民医院医疗大楼基坑滑坡引发的基桩倾斜事故处理。这类处理一般应回答三个问题:1)竖向承载力补强;2)水平承载力补强;3)承台及其连续梁补强。补强设计应证明以上三项经补强后全面满足设计要求。限于篇幅本文仅阐述竖向承载力补强及其实施效果。补强设计的核心问题即倾斜桩的竖向承载力确定,本文系引用其已有成果[4]。本工程建成已历6年之久,未见任何结构(含基础)缺陷。笔者亲身参加并主持该工程的补强设计与实施。鉴于补强工程有区别于正常施工工程,为慎重起见,待建筑结构运用多年再行报道。

2 工程概况

某市人民医院医疗大楼位于中心市区,其北侧紧邻某路,拟建14层(含地下一层)建筑(建成照片图1)。

场地典型地层构成见图2。基础采用400mm×400mm钢筋砼方桩。基坑面积3300m2,主楼位于基坑南部(图3平面图)。整个基坑未采取支挡措施。97年2月前后,大部分基坑开挖至基底。当东南筒体部位开挖近设计标高时,引发边坡滑移,道路及边坡出现多道裂缝。部分裂缝绕过角部延伸到南侧施工场地中。与此同时,基坑西南角边坡亦呈鼓胀形态。边坡滑移导致坑底土体水平位移。事后观测发现502根基桩中的467根出现不同程度的偏斜,即倾斜桩占总桩数的90%以上。由于边坡失稳出现在东南部,所以基桩的偏斜方向大部分有规律地朝向西北(图4照片)。根据97年6月30日提供的资料,将测定的桩顶以下1米桩段L的相对水平位移x,定义为倾斜率i=x/L(%),统计表明i≥3%的基桩近60%,可见事故之严重。

a、挖孔、桩段凿除 b、上桩段砍 C、除砼浇注、上桩段接长、填砂

3 补强方案的比较与选定

基桩倾斜可以有不同的补强方式[1][2]。事故发生后建设单位曾邀请多家设计单位提供处理方案,具代表性的是: 1)建筑降为5层(含地下一层);2)钻孔灌注桩补强方案;3)人工挖孔桩补强方案。各方案经两度专家会议认定,丧失承载力的桩、偏斜率大于7.5%的桩及部分角桩等采用人工挖孔桩补强。各方案的技术可行性与经济合理性评估见表1。表中造价含基础承台。表中的经济损失特指降为5层后再建一座房屋的综合损失。经方案比较后选定人工挖孔桩方案[2]。曾提出过的预制桩补强方案,由于不具备施工条件,所以表中不列。

4 竖向承载力补强设计要点

4.1 单桩竖向承载力设计值R

倾斜桩的竖向承载力是可以加以利用的[3]。引用13根5组相应于不同倾斜率桩的竖向静载试验的统计结果,当1.75≤i≤7.5(%)时,极限承载力Ru[4]为:

Ru=3380-218i//kN (1)

规范规定,通过静载试验确定桩的承载力设计值时取分项系数取1.6,所以

R=Ru/1.6=2112-136i (2)

对于1.75≤i≤7.5(%)的桩,按式(2)内插确定竖向承载力设计值。

4.2 各承台(含筒体)竖向承载力补强计算要点

(1)计算各承台中各基桩倾斜率i;

(2)按式(2)确定各单桩承载力设计值R;

(3)计算各承台群桩承载力设计值Rc(为承台内各桩R之和);

(4)列表对照各传至承台的柱压N和Rc,对N大于Rc者,承载力欠量应予补强。总共82个承台,经验算后仅17个承台必须补强。如倾斜率i≥1%桩均按废桩处理[5],则90%以上承台均应进行补强。

(5)除上条规定对承载力进行补强外,尚应对以下两类桩进行补强:

a、所有倾斜率大于7.5%的非角桩;

b、倾斜率大于6.0%的角桩。

(6)部分承台为提高水平承载力也设置了补强桩。

由于执行以上5,6条的原则,实际上竖向承载力是超量补强。根据以上原则,总共设置了补强挖孔桩103根,其分布如表2。

4.3 补强桩的主要参数与构造

(1)挖孔最小内径d=1400mm,补强桩极限承载力Ru=3000kN。

挖孔桩深度按承受水平承载力要求,令其

αh≥2.4 (3)

式中:α为桩的水平变形系数;

h为挖孔桩的有效成桩长度。

(2)补强桩的构造如图5。

开挖成孔后切除明显倾斜原预制桩段。要求挖孔桩底深入至粉质粘土底面下0.5m。封底后,上置钢筋网片。然后将预制桩接至承台底。接长桩段的承载能力略高于原桩。最后按设计用砼回填桩孔。

5 补强实施与效果

5.1 补强施工要点

补强施工的难点是开挖成孔。由于基桩倾斜方向多变,实际施工中十分困难。建设单位对工程十分关注。基础补强全过程在监理单位的严格监控下进行。监理工程师对所有桩孔的成孔均下到孔底检查。符合要求后才允许封底。所有工序逐一检查并作详细记录。补强工程按预定工期有序完成。

5.2 补强处理桩的静载试验

补强后抽取3根桩进行静载试验。设计要求补强桩Ru=3000kN。为验证补强桩的超载能力,检测桩进行了超载试验。试桩的Q-S曲线(图6)证明补强桩承载力满足设计要求。

5.3 沉降监测

沉降监测布孔如图7。处理结束后总共进行了15次监测。从地下室结构完成后,上部结构施工开始起(1999年底),迄今进行了15次监测,最后一次监测时间为2007年9月8日,

监测成果见表3。最大沉降出现在地下室中间部位,符合一般规律。东南角落的筒体部位,不但荷载大,还是滑坡事故最严重的部位,沉降相对稍大也是合理的。监测表明,所有的沉降特征值远小于规范的相关规定。

6 结论

1)基坑边坡失稳将导致基桩倾斜。桩倾斜方向与滑坡推力方向大致相同;

2)科学地、有依据地利用倾斜桩承载力可大大减少补强的工程量;

3)在存在滑坡事故与大量倾斜桩条件下,采用人工挖孔桩处理事故,是较为经济可行的;

4)工程事故处理必须在严格的监督下进行,才能保证质量;

5)工程在事故处理后必。须进行5～10年的长期监测,才能确认其效果,并有利于积累经验。

摘要：某工程因滑坡事故导致大量基桩倾斜。本文阐述事故处理中的倾斜桩竖向承载力补强方案的合理性与可行性、补强设计要点与实施效果。该工程经处理后已建成多年,使用效果良好。

关键词：滑坡,基桩倾斜,补强设计,沉降监测

参考文献

[1]宋宗阳.预应力管桩倾斜处理方法探讨[J].科技资讯,2007,(22):

[2]杨敏.PHC管桩倾斜、断桩以及偏位的分析和处理[J].福建建材,2007,(3):

[3]韩爱华,肖军华.基坑开挖引起工程桩偏斜后的补强设计与施工监控[J].建筑技术,2006,37(12):

[4]陈为群.倾斜桩的承载能力及其利用[J].福建工程学院学报,2009,7(3):

竖向承载特性篇6

高应变动力试桩的主要功能是判定基桩竖向抗压承载力是否满足设计要求,并检测桩身的完整性,它是检测基桩竖向抗压承载力的一种间接手段。它与检测基桩竖向抗压承载力的直接方法——静载荷试验相比,除了具有检测速度快,场地条件要求低,检测费用少等基本优点外,更为重要是它能给出桩侧和桩底端的岩土阻力分布情况,及相应的桩土性状,这样既可以为桩型设计和成桩工艺的选择提供依据,也能反过来验证桩型设计和成桩工艺的选择是否合理。

基桩竖向抗压静载荷试验是检验基桩竖向抗压承载力的直接有效方法,简单直观,它分为慢速维持荷载法和快速维持荷载法。作为验收检测通常选用快速维持荷载法,然而对一些特殊桩型和特殊的地质条件,检测方法的选择就显得非常重要,只有选择正确的试验方法,检测结果才能反映出桩的真实承载能力。

本文结合一个具体的工程实例,通过对基桩高应变动力测试和基桩竖向抗压静载荷试验的过程与结果进行分析研究,得出了几点有益的结论,为其它基桩设计和检测提供一些借鉴。

1 工程概况和工程地质条件

广州某厂一期厂房位于广州市黄埔区,场地为一残丘,已平整。拟建厂房为三层,框架结构。基础采用钻孔灌注桩,共227根,设计桩径为600mm和800mm两种,原设计单桩竖向抗压承载力特征值分别为1700kN和2700kN,桩长为13.00~23.00m,桩端持力层为强风化花岗岩。在钻孔过程中采用了泥浆护壁,水下灌注商品混凝土成桩,桩身混凝土强度为C30。

根据本场地的地质勘察资料,场地的地层分布情况如下:

(1)素填土:瑰红色,结构松散,由花岗岩风化土组成,层厚0.5~1.0m;

(2)砂质粘性土:瑰红、褐黄色,硬塑状,为花岗岩风化土,遇水易软化,层厚1.3~14.0m,平均厚7.3m,标贯试验标准值为18.2击;

(3)全风化花岗岩:褐黄、灰绿色,岩芯成坚硬土状,局部残留强风化岩块,遇水易软化,层厚2.0~13.5m,平均厚6.4m,标贯试验标准值为30.2击;

(4)强风化花岗岩:灰绿色,岩芯成半岩半土状,岩质松软,遇水易软化,底部呈碎块状,岩质稍硬,层厚0.55~16.0m,平均厚5.10m,标贯试验标准值为39.9击;

(5)中风化花岗岩:灰黄、灰色,中细粒花岗结构,块状构造,岩芯成块状、不完整短柱状,局部短柱状,岩质较硬,裂隙发育,未揭穿。

2 基桩高应变动力测试情况

根据原来的检测方案,本工程拟选取12根工程桩进行高应变动力检测。这12根桩已按要求做好桩帽。在检测过程中,由于检测信号存在明显异常,不适宜继续进行高应变法检测,故只检测了5根桩。检测情况如下,详见表1和图1~图6。

本次检测采用的是美国PDI公司生产的PDA 打桩分析仪和60kg自由落锤。

图1~图6为实测信号曲线。从现场采集情况和数字信号看,有以下几个显著特点:①单击贯入度比较大,达7~28mm,远大于建筑基桩检测技术规范(JGJ 106-2003)和建筑地基基础检测规范(DBJ 15-60-2008)规定的2~6mm的要求,很容易导致桩身拉裂(如图3);②桩底的同向反射很明显,并且反射峰肥而宽,有明显的频散现象;③桩侧和桩底的阻力波反射很弱,上行波中甚至显现出体现负摩阻力的拉力波(如图5和图6)。这些现象显然与地质资料揭示的桩周和桩底的岩土分布情况不相吻合,桩的竖向承载能力不理想。

由于单击贯入度过大,造成了桩周土的扰动过大,产生了塑性变形,明显偏离了高应变动力试桩法中分析计算所采用的正常的弹塑性桩—土力学模型的应用条件,因此无法合理地进行桩的动测承载力的计算分析。如果仍按照常规的理想弹塑性土阻力模型来分析计算的话,其结果将会与实际情况产生偏离,并且计算结果很难收敛,呈发散状态,拟合精度也很低。显然,对这种工程桩进行高应变动力测试是不适宜的。但高应变检测结果揭示了桩侧和桩底端的岩土阻力很小,甚至出现负摩阻力,后面将对这种现象进行分析。

3 基桩竖向抗压静载荷试验情况

由于高应变测试结果难以准确地判定桩的竖向抗压承载力,故只能通过静载荷试验来确定。静载试验共做了6根桩,分两次进行,分别选取了两根做过高应变法测试的桩来做对比。第一次试验在高应变检测之后一周进行,采用快速维持荷载法;第二次在间歇了二十多天后进行,采用慢速维持荷载法。试验情况见表2。

第一次静载试验采用的是快速维持荷载法,即加载时每级荷载维持时间不少于1h,当最后15min时间间隔的桩顶沉降增量小于相邻15min时间间隔的桩顶沉降增量时即可施加下一级荷载[1]。试验结果如图7~图9。

经静载荷试验,静试1#桩(图7)和2#桩(图8)的竖向抗压承载力达到了相应的设计要求。但从测试曲线上,我们不难发现有以下几个特征:①Q-s曲线显现出典型的缓变型特征;②在接近桩竖向承载力特征值后的几级荷载中,s-lgt曲线的尾部呈现较明显的向下弯曲现象,说明在本级荷载下,桩顶的沉降在后几次测读中只是相对收敛,并未完全收敛、稳定,甚至在最后相应的观测时间段内沉降量仍比较大,多数大于等于0.5mm/15min,有的甚至达到1~3mm/15min;③桩顶的总沉降量接近40mm。由此确定的桩的竖向抗压承载力极限值显得并不可靠,可能会产生错误的“合格”结论。

静试3#桩(图9)是做过高应变法检测的,为的是检验高应变测试的结果。可能由于高应变检测时,桩周和桩底土受到扰动破坏,桩身受伤,静载时还没有得到恢复,当荷载加至2160kN时,桩顶产生了较大沉降,桩顶总沉降量达44.78mm,继续加荷至2500kN时,压力无法稳定,桩顶总沉降量达到85.78mm。根据规范,其极限竖向抗压承载力仅为2058kN,远低于静试1#和2#桩。

考虑到快速维持荷载法得到的检测结果并不准确可靠,并且高应变检测后桩周和桩底土未得到较好恢复,为了得到基桩准确的竖向抗压承载力值和桩的承载性状,决定在高应变检测间歇二十多天后进行第二次静载荷试验,并采用慢速维持荷载法,同样试验了三根桩,结果如图10~图12。

这次试验严格按照规范要求进行,结果显示,静试5#(图11)和6#桩(图12)与静试1#桩和2#桩相比,尽管测试曲线形态相似(Q-s曲线呈缓变型,s-lgt曲线尾部向下弯曲),但最终单桩竖向抗压极限承载力(相应为2458kN和2606kN)却均没有达到相应设计要求,并且桩顶的总沉降量都偏大(≥60mm),卸载后桩顶的残余沉降量也比较大。在每一级荷载下桩顶的沉降都经过了相当长的时间才能达到相对稳定标准[1,3](连续两次桩顶沉降量小于等于0.1mm/h),对应每级的桩顶沉降量也比快速维持法大了许多。可见这种情况下快慢速试桩的沉降差异还是比较大的。

经过二十多天的休止恢复,静试4#桩(图10)的试验结果仍然是没有改善,当荷载加至2160kN时,桩顶的总沉降量已达到50.22mm, 继续加荷至2700kN,压力无法稳定,桩顶总沉降量达到63.99mm。根据规范,其极限竖向抗压承载力仅为1903kN。说明该场地的桩周和桩底岩土遭破坏后并不容易恢复。

4 分析和讨论

由以上的高应变测试和静载试验结果可以看出,本工程的基桩竖向抗压承载力没有达到设计和使用要求,桩侧和桩底的岩土阻力很低,与场地的地质分布情况不吻合。经过分析研究,认为本工程的基础设计与选型以及所选择的施工工艺是不合适的,理由是:①本场地基本上是由花岗岩风化土和全风化、强风化花岗岩组成,并且土(岩)质松软,遇水易软化,而设计选用桩型却为钻孔灌注桩,且持力层位于强风化花岗岩中。在钻孔成桩的过程中,由于水的侵蚀作用,桩周和桩底岩(土)已经基本或完全软化,其性状已完全不同于其原来的天然状态,能提供的阻力已大大减小,设计时如果未充分考虑到这一点,仍然按照其天然状态取值,则必然导致设计计算错误;②对于地层相对单一稳定场地,钻孔灌注桩成孔相对容易但桩径却不容易产生变化,而成孔过程中又需采用泥浆护壁,使得桩侧摩阻力得不到有效发挥;③钻孔灌注桩桩底软化土和沉渣不容易清除干净也降低了桩端的承载力。

另外,设计和施工前没有进行试桩试验,而又缺乏相应区域和地质条件下的实际工程设计和施工经验,也是导致基础选型与设计不合理的一个因素。

5 结语

综上所述,我们得出以下几个结论。

(1)针对本工程场地的地质条件,目前设计的钻孔灌注桩和桩承载力取值是不合适的,没有充分考虑到施工对桩周土和桩底岩土的破坏作用,对于类似的场地地质条件,设计人员在基础设计时应引以为鉴。

(2)对于Q-s曲线呈现缓变型的摩擦灌注桩不适宜用高应变法检测,特别是出现单击贯入度大,桩底同向反射明显,反射峰肥大,侧阻力和端阻力反应微弱的情况,不能简单地用理想的桩—土模型参数来计算桩的动测承载力值;但高应变法能有效地反映出桩侧和桩端土的阻力分布性状,对分析桩的承载机理可以提供一定依据。

(3)对桩身或(和)桩底位于遇水易软化层中的摩擦桩,静载荷试验适宜采用慢速维持荷载法。由于快速维持荷载法中给出的是受检桩沉降相对收敛标准[1],是个定性概念,没有相对稳定的量化标准,在实际操作中有可能不能保证桩顶沉降量的有效收敛和稳定,其检测结果可能会出现错误,很容易为工程质量安全埋下隐患。这种情况下,也可能会导致快慢速试桩结果总沉降量差异比较大。在检测规范中,如能给出快速维持荷载法中受检桩沉降相对收敛稳定的量化标准,如桩顶沉降量小于等于0.1mm/15min,则更有利于实际操作。

摘要：本文通过对同一工程的基桩竖向抗压承载力的高应变法测试和静载试验结果的分析,指出工程基础的设计选型和施工工艺的选取应充分考虑场地特殊地质条件的影响,计算取值应是成桩后实际状态的合理取值,否则设计错误,造成工程损失。本文同时也指出了在检测过程中应注意检测方法的选择问题,对Q-s曲线呈现缓变型的摩擦灌注桩不适宜用高应变法检测,特别是出现单击贯入度大,桩底同向反射峰明显而且肥大时,不可用常规的桩—土模型进行计算分析;对于桩身或(和)桩端位于遇水易软化层的摩擦桩,静载荷试验适宜采用慢速维持荷载法,快速维持荷载法可能会得出错误的结论。

关键词：基桩竖向抗压承载力,高应变法,静载荷试验,基础设计

参考文献

[1]广东省标准.建筑地基基础检测规范(DBJ 15-60-2008)[S].北京:中国建筑工业出版社,2008.

[2]中华人民共和国国家标准.建筑地基基础设计规范(GB50007-2002)[S].北京:中国建筑工业出版社,2002.

竖向承载特性篇7

岩土是具有弹性、塑性和粘性的综合性流变体。本文研究的持力层,在某一恒载作用下,应力相应为某一恒量,且变形能趋于一定极限,达到该极限时,即停止变形。在静载试验的分级加载过程中,只要应力水平低于破坏应力,能得到一簇有变形极限值的蠕变曲线。其共同特征为:

⑴瞬间应力和瞬间应变呈线性关系;

⑵变形是时间函数,随时间延续而增长;

⑶在某一恒定应力的作用下,应变值随时间延续趋近某一稳定极限值,此极限与作用应力的大小有关;

第⑴条特性表明,流变模型结构应采用弹性体模型(H)才具有瞬时弹性应变。

第⑵条特性表明,变形是时间函数,流变模型结构应具有粘性体(N)模型才能满足。

第⑶条特性表明,需将弹性体模型(H)与粘性体(N)模型并联,即为开尔文模型(Kelvin体),K体具有稳定极限值的应变。

综上所述,可以构建模型如下:需将弹性体模型(H)与粘性体(N)模型并联,即为开尔文模型(Kelvin体),此模型特点能表达非松弛现象及滞后效应,具有衰减蠕变和弹性后效的特征。依据地基土层界面,把桩分成n个相互连接的桩段,见图1。

图中第j桩段的桩参数:密度ρj;弹性模量Ej;截面积Aj;半径dj;桩段长度Lj;对应桩周土参数:单位深度桩周土等效阻尼系数cj;单位是N.s/m2;单位深度桩周土等效刚度系数kj;单位是N/m2;桩底土等效阻尼系数cb,单位为N.s/m ,桩底土等效刚度系数kb,单位为N/m。

取桩顶为坐标原点 ,各桩段界面距桩顶深度为hj,(j=1,2,… ,n),则桩长L =hn,Lj=hj-hj- 1,(j =2,3,… ,n)。桩身第j段纵向位移uj(x,t)所满足的微分方程为:

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其初始条件为:

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相邻桩段间界面衔接条件为:

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桩顶边界条件为:

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桩底边界条件为:

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为计算方便,将不同土层的桩周土阻尼系数加权平均,视同于均质土层。

从而,我们将土对桩的作用简化为桩土接触面上的Kelvin体模型 ,建立了均质地基中单桩的力学模型。

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式中: Ks、Cs———桩侧土的刚度系数和阻尼系数;Gs——土的剪切模量;

r0——桩的半径;ρs——土的密度。

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式中:Kb,Cb———桩端土的刚度系数和阻尼系数;vs——土的泊松比。

考虑桩身微单元体的静力平衡可以得到桩身位移u(x,t)所满足的微分方程为:

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令undefined,

则式(3)简化为

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其初始条件为:

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桩顶边界条件为:

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桩底边界条件为:

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令undefined则式(7)简化为

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根据文献[4],可以求得静荷载下单桩沉降与时间关系的解析计算法:

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当z=0时 ,就得到桩顶位移与时间关系的理论解:

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2 S-lgt曲线预测法

大量实验数据分析表明,在足够长的时间内,极限承载力之前的各级荷载作用下的沉降速率均会收敛,而且,桩顶的沉降与荷载维持时间的对数近似呈线性关系。其数学关系如下:

S=Klgt+S0

式中,S为沉降量;t为荷载作用时间;K和S0可通过该级荷载作用下的S-lgt曲线拟合得到。

显而易见,在同一荷载作用下的任何两个观测值,即S-lgt曲线上的两个点,均可确定出K和S0的值,

K=(S2-S1)/ (lgt2-lgt1) S0=S1-Klgt1

为提高拟合精度,假设在某级荷载作用下,桩顶在时间分别为t1、t2、t3三个时点的沉降分别为S1 、S2、 S3,拟合S-lgt曲线,并求得斜率K:

K=(K1+K2)/2=(S2-S1)/2(lgt2-lgt1)+(S3-S2)/2(lgt3-lgt2)

将S-lgt曲线向外延伸,可以求得任何时点的理论沉降:

S=Klgt+S0 ,S0=S1-Klgt1

本方法可预测进一步延长试验时间桩顶可能出现的沉降量,沉降速率等重要指标,即可预见下一个时点的沉降量是多少,沉降速率是多少,达到某一稳定标准还需要多长时间,相应的沉降量是多少,本级有无可能出现破坏等等。

具体应用在快速维持荷载法中,可以测定15min、30min、60min三个时点的沉降,拟合S-lgt曲线后,求得斜率K,延伸至120min处得出该时点的理论沉降,从而用快速法取代慢速法。

在桩基检测规范中,以每小时的沉降量不大于0.1mm为稳定的标准。设某级的荷载维持时间t对应的沉降量为S,之前的某一时间t1的沉降量为S1,则判稳应满足条件:

t-t1=60min=3600s;S- S1<=0.1mm

由S=Klgt+S0 (1)

可得达到相对稳定所需时间为:

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将(2)代入(1)可求出沉降量S。

t和S是指在某级荷载作用下,桩顶沉降速率达到每小时0.1mm时所需的时间和沉降量。

在某给定的时间内,如以桩顶沉降量40mm为界定单桩极限承载力的标准,若推算出来的值远小于40mm,则可以肯定在该级荷载作用下,基桩能达到稳定,延长荷载维持时间的意义不大。

反之,我们也可以根据某个给定的沉降量,来反算达到该沉降量所需要的荷载维持时间。如果在一个给定的沉降量下,推算出来的时间很大,就可以认为在该级荷载作用下,不可能出现如此大的沉降量,比如达到40mm沉降需要的时间超过1000小时,可以认为在该级荷载作用下,不可能出现如此大的沉降,即其极限承载力会超过该级的荷载值,可以继续加载试验。

3 应用实例

xx培训中心大楼 E-11#桩

桩型:钻孔灌注桩;桩径:1000mm;桩长:11000mm;极限荷载6000kN;持力层:强风化岩层。

地质勘察资料揭示,该桩位土层自上而下为:

①杂填土:0.5米;②淤泥:1.4米;③粘土:5.5米;④粉质粘土混碎石:1.6米;⑤强风化岩层:桩端进入该持力层2米。

杂填土、淤泥土密度取8000N/m3,波速取70m/s;粘土层密度取14000N/m3,波速取100m/s;粉质粘土混碎石层密度取18000N/m3,波速取120m/s;强风化岩密度取25000N/m3,波速取190m/s,泊松比取0.35。

则:Gs=ρsvundefined

桩侧土刚度系数Ks分别为:

杂填土、淤泥土Ks1=2.75Gs1=1.08×10-6 kN/mm3;

粘土层Ks2=2.75Gs2=3.85×10-6 kN/mm3;

粉质粘土混碎石层Ks2=2.75Gs3=7.13×10-6 kN/mm3;

取厚度的加权平均数,可得:

Ks=( Ks1h1+Ks2h2+Ks3h3)/(h1+h2+h3)=3.85×10-6 kN/mm3

桩侧土阻尼系数:

undefined

kN.s/mm3,Cs1=8.79×10-3 kN.s/mm3,Cs1=1.36×10-2 kN.s/mm3

取厚度的加权平均数,可得:

CS=(Cs1h1+Cs2h2+Cs3h3)/(h1+h2+h3)=8.53×10-3 kN.s/mm3

桩端土刚度系数Kb:undefined

桩端土阻尼系数Cb :undefinedkN.s/mm3

3.1 解析计算法

将以上参数赋值于程序,以极限荷载6000kN和 2h(t4)时点为时间参数,代入并运行程序,结果为:S4=42.51mm。

⑴在6000kN的极限荷载作用下,该桩的2h时点沉降量超过40mm,可以认为该桩将被破坏,不符合设计要求。

⑵根据慢速维持荷载法的分级方式,以5400kN(极限荷载6000kN的90%)和 2h(t4)时点为时间参数,代入并运行程序,结果为:S4=38.26mm。

为判断桩的沉降是否稳定,再以5h(t5)时点、10h(t6)时点、20h(t7)时点为时间参数,运行程序,有:

S5=39.21mm、 S6=40.2mm 、S7=41.57mm

说明在5400kN的极限荷载作用下,该桩到达稳定所需的时间超过20h,累计沉降量同样超过40mm,可以认为该桩将被破坏,不符合设计要求。

⑶以4800kN(极限荷载6000kN的80%)和 2h(t4)时点为时间参数,代入并运行程序,结果为:S4=33.12mm。

为判断桩的沉降是否稳定,再以5h(t5)时点、10h(t6)时点、20h(t7)时点为时间参数,运行程序,有:

S5=36.82mm、 S6=36.95mm 、S7=36.95mm

因沉降值不超过40mm,且1h沉降量小于0.1mm,可以认为该桩的沉降收敛且趋向稳定。

3.2 实测法

以传统的慢速维持荷载法实测桩基沉降值,试验表明,在荷载为4800kN的竖向荷载作用下,在0.25h(t1)时点、0.5h(t2)时点、1h(t3)时点、2h(t4)时点读取的实测沉降值分别为:

S1=12.7mm、 S2=21.3mm、S3=30.4mm、S4=35.6mm。

因2h时点未能判稳,继续加载。

持荷5h以后,沉降趋向稳定,在5h(t5)时点、10h(t6)时点,沉降值分别为:

S5=38.6mm、 S6=38.9mm

沉降稳定后,再施加一级荷载到5400kN(即极限荷载6000kN的90%),桩顶沉降超过40mm,且呈现加速下沉的趋势,说明桩已破坏。这和解析法计算的结果是一致的。

综上所述,该桩的极限承载力应该判断为4800kN。

3.3 S-lgt曲线预测法

在荷载为4800kN的情况下:

K1=(S2-S1)/(lgt2-lgt1)=(21.3-12.7)/(lg0.5-lg0.25)=28.6

K2=(S3-S2)/(lgt3-lgt2)=(30.4-21.3)/(lg1-lg0.5)=30.2

K=(K1+K2)/2=29.3

则,预测的2h沉降量为:S= S1+K(lgt-lgt1)=12.7+29.3(lg2-lg0.25)=39.2mm

分析以上数据,可得:

在2h时点,S-lgt曲线预测法与实测值的误差为:(39.2-35.6)/35.6=10.1%;

而解析计算法与实测值的误差为:(33.12-35.6)/35.6=7.0%。

4 结论与建议

综上所述,本文对单桩沉降与时间关系的解析计算法、s—lgt曲线预测法、静荷载试验等几种确定单桩竖向抗压承载力的办法进行了比较,但桩的沉降与时间关系是一个非常复杂的问题,有些工作在本文中还没有涉及,某些研究还不够深入,比如,本文的基本假设,包括桩身材料的均匀性、桩端土和桩周土的各向同性、桩顶荷载的均匀分布以及建立的K体模型均属理想状态,本文计算实例中有关土的力学性质指标也均为地区经验值,其准确度有待土工实验的进一步确定,此外,本文未考虑在临界荷载下,桩尖刺穿桩端土体造成土体性状改变的因素。