竖向承载能力（精选七篇）
竖向承载能力 篇1
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.
静压管桩竖向承载力传递机理研究 篇2
关键词：静压管桩,竖向承载力,刚度比,侧摩阻力
1 引言
随着预应力管桩技术的进步, 管桩的应用也越来越广, 相应的理论研究与实践也在同步发展, 静压管桩技术因其明显的优势而越来越受到人们的重视。静压管桩是把预应力管桩本身具备的特点和无振动、无油烟、无噪音的施工工艺较完善的结合起来, 是一种优势十分明显的工法。由于静压管桩的诸多优点, 静压法成为管桩施工中的首选工法, 静压管桩技术的有效推广, 有利于建筑业的技术进步和可持续发展。当前的发展越来越重视建设速度, 在保证质量的前提下, 如何缩短工期已成为大部分业主最为关心的重要问题。在以往的建设中, 基础工程的施工工期在整个建设工期中占有很大比例, 因此, 在保证基础工程质量的前提下, 缩短基础工程的施工工期就变得尤为重要。静压管桩基础兼有质量可靠、施工速度快的优点, 且造价合理。因此, 静压管桩基础在工程建设中必然成为首选桩型, 具有广阔的应用前景。
目前对静压管桩的研究可以得到在同一条件下的静压管桩基础的单桩竖向承载力明显高于其他工法的预应力管桩和其他桩型, 分析原因可以认为是由于这一工法的机理不同所致。以中粗砂为持力层的静压管桩, 其承载力更是明显高于同等条件下的其他桩型, 这似乎与压桩过程中, 桩端土体被压密而形成的一个压密区有关, 然而, 不同的地质条件下, 这一压密区如何影响承载力还无法说清, 这方面需要开展大量的研究, 通过力学建模, 采用有限元法进行计算, 使之与静压管桩试验研究结果相吻合, 建立体现静压管桩实际受力的本构关系, 实现对静压管桩承载特性的深入研究。因此, 对静压管桩的受力机理和竖向承载力进行研究十分必要。
2 竖向荷载作用下单桩的传递过程
当竖向荷载逐步施加于单桩桩顶, 桩身上部受到压缩而产生向下的位移, 同时桩侧表面受到土的向上的摩阻力。桩身荷载通过所发挥出来的桩侧摩阻力传递到桩周土层中去, 致使桩身荷载和桩身压缩变形随深度递减。随着荷载增加, 桩身压缩量和位移量增大, 桩身下部的摩阻力随之逐步调动起来, 桩底土层也因受到压缩而产生桩端阻力, 桩端土层的压缩加大了桩土相对位移, 从而使桩身摩阻力进一步发挥出来。当桩身摩阻力全部发挥出来并达到极限后, 若继续增加荷载, 其荷载增量将全部由桩端阻力承担。当桩底荷载达到桩端持力层土的极限承载力时, 桩端持力层大量压缩和塑性挤出, 位移增长速度显著加大, 使桩发生急剧的、不停滞的下沉而破坏。此时桩所承受的荷载就是桩的极限荷载。
3 荷载传递的分析方法
从上面的叙述可知竖向荷载下桩土体系的荷载传递过程可简单描述为:桩身位移S (z) 和桩身荷载P (z) 随深度递减, 桩侧摩阻力τ (z) 自上而下逐步发挥。桩侧摩阻力的发挥值与桩土相对位移量有关, 如图3.1所示。
式中:U——桩身截面周长;EP———桩身弹性模量;A——桩身横截面面积。
式 (3-5) 就是进行桩土体系荷载传递分析计算的基本微分方程。目前求解方程 (3-5) 的方法主要有解析法和位移协调法两种。
当通过试验实测并按一定模型建立起的传递函数的形式不太复杂时, 通常为直线或折线模型时, 便可将其直接代入式 (3-5) 求得解析解。常用的具代表性的传递函数模型有:佐腾悟的线弹性全塑性模型、陈龙珠等的双折线硬化模型、房卫民的三折线模型以及刘齐建的考虑桩底沉渣的桩端三折线模型等。
4 影响荷载传递的因素
玛斯特 (N.S.Mattes) 和波洛斯 (H.G.Poulos) 运用线弹性理论进行分析的结果表明, 影响桩土体系荷载传递的因素主要有:
桩端土与桩周土的刚度比Eb/Es:当Eb/Es=0时, 是纯摩擦桩, 桩身轴向力沿深度近乎直线地减少 (说明摩擦力近乎直线分布) , 至桩端时变为0;当Eb/Es=1时, 属均匀土层中的摩擦桩, 荷载传递曲线与纯摩擦桩相近;当Eb/Es=∞且为中长桩 (l/d≈25) 时, 是端承桩, 桩身轴向力沿深度减小, 下半段几乎不变, 说明摩阻力逐渐减小至接近于零, 端阻力占总荷载的大部分;当Eb/Es=100时, 实际上就可以看作是端承桩。
桩、土的刚度比Ep/Es:当Ep/Es越大, 桩端阻力所分担地荷载比例越大;但当Ep/Es≥1000后, 端阻分担荷载的比例变化不再明显。对于Eb/Es≤10的中长桩 (l/d≈25) , 其桩端阻力接近于0。这说明对于砂桩、碎石桩、灰土桩等低刚度桩组成的基础, 应按复合地基工作原理进行设计。
桩底扩大头与桩身直径之比D/d越大, 桩端阻力分担的荷载比例越大。对于均质土层中的中长桩 (l/d≈25) , 其桩端分担荷载比例仅仅5%, D/d=3.0的扩底桩可增大至约35%。
在所有情况下, 桩长对荷载传递都有重要影响。当桩较长 (l/d>25) 时, 上述各种因素的影响均大大减弱;当1/d>100时, 则所有影响均失去实际意义, 无论桩端土刚度多大, 其分担的荷载值小到可以忽略不计。
结论
如何准确合理的确定桩的承载力, 充分发挥静压管桩承载力高等诸多优点, 是工程技术人员十分关心的问题。本文通过对静压管桩的竖向荷载作用下单桩荷载传递特性、分析方法和影响的传递机理进行分析, 可以对静压管桩的承载力的特性有更深刻的理解, 有助于实际设计于施工。
参考文献
[1]《桩基工程手册》编写委员会.桩基工程手册.北京:中国建筑工业出版社.
[2]刘杰, 张可能.层状地基中单桩荷载传递规律.中南工业大学学报 (自然科学版) , 2003.10, vol.34.
[3]黄锋, 李广信, 郑继勤.单桩在压与拔荷载下桩侧摩阻力的有限元计算研究.工程力学, 1999.12, vol.16.
单桩竖向承载力的几种计算方法 篇3
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,
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。
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
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].
水平荷载对单桩竖向承载力影响研究 篇4
关键词：数值模拟,水平荷载,竖向承载力
0 引言
随着我国国民经济的迅猛发展, 桩基础被广泛应用于桥梁结构基础上。桩基础不仅能承受由上部结构和桩身自重等引起的轴向荷载, 而且还可能承受由车辆制动力荷载、波浪荷载、风荷载、地震荷载、轮船及车辆的撞击等引起的水平荷载。但桩基础在水平荷载作用下, 桩与桩侧土体产生部分脱离现象, 由于深度l0以下桩体位移很小, 达到10- 5m, 所以忽略不计 ( 见图1) , 会导致桩基础一侧摩阻力减小, 另一侧摩阻力增大, 与规范中按桩基础全周计算得到的桩基承载力有一定差异, 可能会对桩基础的承载力产生较大的影响, 从而影响到桥梁结构的安全。因此, 研究桩基础在水平荷载作用下对桩基竖向承载力的影响程度, 对完善桩基础的设计与计算方法具有重要的理论价值和现实意义。本文基于Mohr-Coulomb强度理论, 首先分析在无水平力作用下摩擦桩单桩竖向承载力, 在此基础上针对摩擦桩在不同土体、不同大小水平荷载作用下单桩竖向承载力进行分析, 通过二者之间的比对, 分析在水平荷载作用下单桩竖向承载力的变化。
1 轴向荷载作用下单桩竖向承载力计算
单桩竖向承载力是指单桩在轴向荷载作用下, 地基土和桩自身的强度和稳定性均满足结构安全、变形在容许范围内所承受的最大荷载。因此, 桩的轴向承载力取决于桩侧土的强度或桩自身的材料强度, 而摩擦桩的轴向承载力多取决于桩侧土的抗剪强度。本文分析对象为桩长50 m, 桩径1. 5 m的纯摩擦桩, 针对不同弹性模量、不同内摩擦角的土体中单桩竖向承载力进行分析计算。桩及桩侧土体参数见表1。
为了使计算简单, 假设桩侧土体在桩长范围内为同一土层, 单桩为纯摩擦桩, 忽略桩底土的端承力, 桩侧摩阻力沿桩长按规范取值为τ0。按设计规范经验公式确定单桩轴向容许承载力, 对纯摩擦桩, 经验公式采用下列形式:
其中, [Ra]为单桩轴向受压承载力容许值, k N; u为桩身周长, m; L为桩长, m; τ0为桩侧摩阻力标准值, k Pa, 按规范取值。
根据式 ( 1) 计算得到不同土体中单桩竖向承载力结果见表2。
2 水平荷载作用下单桩竖向承载力计算
竖直摩擦桩在承受由上部结构和桩身自重等引起的轴向荷载的同时还可能承受由波浪荷载、风荷载、地震荷载、车辆制动力荷载、轮船及车辆的撞击等引起的水平荷载。本文针对桩基础在水平荷载为200 k N, 400 k N和600 k N作用下, 单桩竖向承载力的变化情况进行分析。
2. 1 桩侧摩阻力变化确定
水平荷载作用于单桩桩顶时, 桩身产生挠曲变形, 由于桩身变形挤压桩侧土体, 桩侧摩阻力τ会有一定提高, 变形段桩侧摩阻力按公式τ1= τ0+ c + Δσtanφ计算, 其中, c + Δσtanφ由有限元数值模拟计算得到。本文采用三维有限元模型模拟桩土相互作用过程, 对单桩的承载力特性进行分析。单桩桩径1. 5 m, 桩长50 m, 桩基下面土层深取50 m。为了更好地模拟纯摩擦桩, 桩底以下沿桩身1 m深度范围内为无土层段。模型径向范围60 m, 桩体和桩侧土体均采用C3D8R单元模拟。桩身为线弹性体, 桩侧及桩底土为弹塑性材料, 土体本构模型采用Mohr-Coulomb模型, 桩与土间的剪应力和剪切位移采用罚函数的形式。各种材料参数见表1, 分析模型见图2 ~ 图4。
桩身在水平荷载作用下产生挠曲变形, 使桩与桩侧土体部分脱离, 脱离侧的摩阻力减小为零; 挤压侧的摩阻力增大, 不同土体中挤压侧的桩侧摩阻力沿桩长变化情况见图5 ~ 图8。
从图5 ~ 图8可以看出水平荷载作用时, 沿桩身一定范围内桩侧摩阻力有一定的提高, 由于桩身产生挠曲变形, 对桩侧土体有挤压作用, 所以桩身变形段挤土侧桩侧摩阻力呈增加趋势, 摩阻力增加值随水平荷载的增加而增大, 假定水平荷载作用下单桩变形段沿桩身长度为l0, 桩侧摩阻力最大增加值为Δτ, 最终摩阻力值为τ1, 由图可以得出, 不同土体中挤压侧桩侧摩阻力变化情况见表3。
2. 2 单桩竖向承载力计算
由于水平荷载作用使桩身产生挠曲变形, 变形段桩基础与桩侧土体由全周接触变为半周接触, 在计算单桩竖向承载力时变形段周长取桩身周长的一半, 所以水平荷载作用时单桩竖向承载力计算公式采用以下形式:
其中, [Ra]为单桩轴向受压承载力容许值, k N; u为桩身周长, m; L为桩长, m; l0为变形段沿桩身长度, m; τ0为桩侧摩阻力标准值, k Pa, 按规范取值; τ1为变形段桩侧的摩阻力最终值, k Pa。
根据式 ( 2) 计算得到水平荷载作用下不同土体中单桩竖向承载力结果见表4。
3 结果对比
由表4可以看出, 水平荷载作用时摩擦单桩竖向承载力都有所下降, 不同土体中单桩在有水平荷载作用时较无水平荷载作用时承载力下降百分比对比情况见图9。
从图9可以看出, 水平荷载作用下单桩竖向承载力都有所下降, 且随着水平荷载值的增加其承载力下降幅度基本上呈下降趋势; 土的弹性模量和内摩擦角对单桩竖向承载力的下降幅度均有影响: 相同水平荷载作用下, 不同弹性模量的土体中桩身变形段长度不同导致承载力下降幅度不同, 幅度范围在7% ~ 11% , 不同内摩擦角的土体中变形段挤压侧桩侧摩阻力增加值不同导致承载力下降幅度不同, 幅度范围在7% ~ 11% ; 随着荷载值的增加内摩擦角对承载力下降幅度的影响越来越突出, 因为荷载值越大, 桩对桩侧土体挤压程度越大, 使得桩侧摩阻力增加的越明显, 而在挤压侧摩阻力提高的同时桩与桩侧土体的接触面积减小, 最终导致承载力下降, 且随着内摩擦角增大单桩竖向承载力下降幅度减小。
4 结语
本文对不同土体中纯摩擦桩桩基础在不同水平荷载作用下的单桩竖向承载力进行了理论计算, 结论如下:
1) 桩身变形段挤压侧桩侧摩阻力随着水平荷载的增大而增加, 同时桩与土接触面积减小;
2) 有水平荷载作用时单桩竖向承载力会有所下降且随着水平荷载值的增大下降幅度减小;
3) 土的弹性模量越大单桩竖向承载力下降幅度越小;
4) 土的内摩擦角越大单桩竖向承载力下降幅度越小。
参考文献
[1]张磊.水平荷载作用下单桩性状研究[D].杭州:浙江大学, 2011.
[2]陈晶.基于ABAQUS的桩土共同作用的数值模拟[J].河南科学, 2009, 27 (8) :974-976.
[3]周月慧, 洪勇, 颜静.水平荷载下单桩的三维有限元模拟与参数分析[J].中外公路, 2007, 27 (3) :50-54.
[4]袁志林, 陈祥余, 段梦兰, 等.基于ABAQUS的桩土相互作用分析[A].第十五届中国海洋 (岸) 工程学术讨论会论文集[C].2011:502-505.
[5]费康, 张建伟.ABAQUS在岩土工程中的应用[M].北京:中国水利水电出版社, 2010:294-297.
竖向承载能力 篇5
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.
竖向承载能力 篇6
关键词：PHC管桩,静载试验,有限单元法,荷载传递机理
高强度预应力混凝土管桩具有承载力高、质量稳定、价格低、施工速度快等优点, 现已广泛应用于工业与民用建筑、铁路、公路、桥梁等工程中。预应力管桩承载力受施工和桩土相互作用等因素的影响[1], 目前工程界对其承载机理还是处于探索阶段。对于预应力混凝土管桩的设计研究分析, 主要是通过模型试验、原位测试来进行的[2]。由于对管桩的荷载传递机理、承载性能的各种影响因素等缺乏系统的分析与比较, 因此研究桩的荷载传递过程, 对合理地进行桩基的设计、施工和试验都具有重要意义。
1工程实例
1.1 工程概况
拟建工程位于福州市仓山区金榕路东侧金洪路北侧, 上部建筑为6层框架结构, 下部基础采用PHC桩, 总桩数56根, 桩径400, 壁厚80 mm, 桩长约25 m～32 m, 桩端持力层为中砂层, 桩身材料采用C80混凝土, 试验桩有关参数见表1。
1.2 地质情况
拟建场地土层情况自上而下为:
①杂填土:呈褐色, 属中压缩性土, 土质结构差、不均匀, 常年受人工扰动。②粉质黏土:可塑状态, 属中 (偏高) 压缩性土。③淤泥:灰色, 流塑, 高压缩性。④淤泥夹细砂:灰色～灰黑色, 土质不匀, 微层理发育, 呈千层饼状, 高压缩性。⑤中砂:灰黄色, 呈密实状态。⑤1淤泥质土:灰色～灰黑色, 流塑, 高压缩性。⑥粉质黏土:软塑～流塑, 稍密, 中等压缩性～高压缩性。⑦中砂:灰黄色, 呈密实状态。⑦1淤泥质土:灰色～灰黑色, 流塑, 高压缩性。⑧卵石:直径为1 cm～3 cm, 中密～密实。⑨强风化岩:黄褐色, 呈密实状态。
2静载试验与分析
分别对19号, 33号, 43号的3根桩进行静载荷试验。这3根桩的最大试验荷载均按3 300 kN进行。
2.1 试验加载方式
静载试验按JGJ 106-2003建筑基桩检测技术规范有关规定进行[3]。试验加载方式为慢速维持荷载法。19号、33号、43号桩每级荷载增量均为330 kN, 最大试验荷载均加至3 300 kN, 每级荷载达到相对稳定后加一级荷载[4]。试验进展顺利, 试验桩在最大荷载作用下桩顶沉降小于40 mm, 且没有明显沉降增大的现象, 试验桩未达到极限承载状态。
2.2 试验结果
各试验桩静载试验结果见表2, Q—S曲线如图1～图3所示。
2.3 试验结果分析
通过静载试验得知, 在福建软土地基下, PHC管桩d=400 mm, L>25 m的长桩单桩竖向承载力取3 300 kN, 满足工程要求, 若地基条件更加复杂, 则单桩竖向承载力的取值应折减, 并配合相应的施工工艺和措施, 避免因开裂、断桩等事故造成不必要的损失[5]。由桩顶荷载—沉降关系曲线 (Q—S曲线) 可知:
1) 在加载初始阶段, 桩—土体系处于弹性阶段, Q—S曲线接近一条直线, 当荷载持续施加达到2 500 kN左右时, 曲线出现较明显拐点, 说明土中已产生塑性点。此后曲线斜率明显增大, 随着荷载的施加, 沉降增量变大。2) 现场实验卸载回弹曲线在卸载刚开始阶段, 沉降并没有变化, 随着卸载的进行, 在2 500 kN以后出现明显回弹, 回弹曲线的斜率明显小于加载曲线。充分说明荷载达到2 500 kN, 部分土体或者桩身进入塑性阶段, 产生了不可恢复变形, 不可恢复变形量可以由下式计算得到:
S (总沉降) -S (回弹沉降) =S (不可恢复变形) 。
19号桩, 33号桩, 43号桩不可恢复变形量分别为:3.62 mm, 5.20 mm, 10.20 mm。
本次静载试验, 桩身或者桩端土层都已发生塑性变形, 说明设计承载值较合理, 各桩承载力得到较大程度发挥。
3有限元模拟与分析
采用有限元软件PLAXIS对PHC管桩进行模拟研究, PLAXIS软件能够模拟复杂的工程地质条件, 尤其适合于变形和稳定分析, 对于解决土木工程中的各种非线性问题具有明显的优势[6,7]。
3.1 有限元计算模型的建立
为对比现场试验, 3个试验桩均做有限元模拟, 桩采用弹塑性模型, 桩身参数E=3.8×107 kN/m2, d=0.4 m, v=0.15, 土体采用Mohr-Coulomb模型, 土层参数按照静载试验的勘察报告选取, 地下水位为-3 m。
3.2 接触面
为了模拟桩土之间的相互作用, 就需要在桩土界面处设置接触单元。在PLAXIS里, 采用Coulomb剪切破坏准则和拉裂准则判别桩土间的接触性状。对于不同土与结构相互作用Rinter的取值可参阅有关文献。文中Rinter=0.7。
3.3 参数选择
地基土层容重、内摩擦角、凝聚力根据工程地质资料确定, 部分土层弹性模量由工程地质报告给出的压缩模量按下式转换:
其中, ES为压缩模量;μ为泊松比。
3.4 网格划分
计算对象取桩长L=28 m, 直径d=0.4 m, 按平面问题计算, 影响范围取桩下15d与桩周均为30d, 桩尖进入持力层中砂深度为4.9 m。利用PLAXIS网格生成器完全自动生成有限元网格, 全局疏密度参数为非常密, 并对桩身周围及其桩端进行局部加密, 局部加密因子为0.5, 如图4所示。划分后共有单元1 333个, 节点11 079个, 应力点15 996个。
3.5 有限元计算结果分析
应用PLAXIS程序可以模拟单桩的静载荷试验, 本文采用先施加某级荷载, 在下一个计算工序中让土体固结2 h的方法来模拟慢速加载法。桩顶集中荷载, 按照每级荷载为330 kN/m2, 图5～图7为有限元模型桩顶荷载—沉降关系曲线, 与现场静载试验结果对比, 由图5～图7可知:曲线的变化趋势和静载试验结果基本一致, 只是没有模拟卸载的过程。
4结语
利用福州市某小区桩基工程的实测资料与PLAXIS模拟计算的结果进行对比分析, 得出了以下一些结论:
1) 实测和计算出的荷载—沉降曲线吻合较好。软弱层和高压缩性土层 (主要是淤泥层) 沉降计算值比实测值略小, 但是粉质黏土层和砂土层计算值和实测值相差不大, 曲线变化规律基本一致;考虑到桩侧土参数确定时的误差及测试误差, 认为用有限元分析PHC桩承载力是切实可行的, 计算建立的桩土模型是合理的, 也较好地反映了荷载传递的规律。
2) 通过比较桩长发现, 在地质情况基本一致的情况下, 桩长对竖向承载力的发挥起到相当大的影响, 在相同荷载和地质条件下, 桩径一定, 桩身越长, 沉降越小, 塑性变形越小;而在桩长基本相同的情况下, 软弱土层和高压缩性土层越厚, 沉降越大, 桩身塑性变形越大, 卸载后回弹量越小。
3) 桩侧土体变形模量越小, 沉降在相同荷载下的值越高。并且在同一荷载下, 随着土体模量的增大, 沉降值减小的幅度越来越小, 在桩侧土体模量较小的情况下, 改变桩侧土体, 导致沉降变化量很大, 但在土体模量增大到一定值以后, 沉降值变化不明显。
4) 桩体本身的弹性模量越高, 桩体沉降越小。在桩身混凝土弹性模量较小的情况下, 沉降改变量不是很明显, 然而当弹性模量增大到一定值以后, 即桩体采用的混凝土强度越高, 沉降越小, 承载力提高的也就越快。所以提高桩体本身的抗压刚度和抗弯刚度, 对提高承载力有很大的帮助。
5) 应用有限元软件PLAXIS模拟分析了在中砂为持力层的情况下单桩竖向承载力及其沉降, 研究发现以砂土为持力层, 并且土层中有软弱夹层的桩基沉降分析值略小于静载试验值。说明复杂地基条件下的单桩承载力设计值还是偏于保守, PHC桩承载力还有富余。
参考文献
[1]DBJ15-22-98, 预应力混凝土管桩基础技术规程[S].
[2]GB13467-1999, 先张法预应力混凝土管桩[S].
[3]JGJ106-2003, 建筑基桩检测技术规范[S].
[4]郭宏磊, 贺雯, 胡亦兵, 等.PHC桩竖向极限承载力的预测[J].工程力学, 2004 (6) :78-83.
[5]李乐铭, 尚玉华.大直径钢管桩垂直承载力的试验研究[A].交通部三航局科研所科技成果论文集[C].上海:同济大学出版社, 1990.
[6]朱红兵.预应力管桩竖向承载力的研究[D].杭州:浙江大学硕士学位论文, 2001.
竖向承载能力 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。
所以,静载试验还是检测单桩竖向极限承载力最直观最准确的方法,本文的解析计算法可以结合实测取得的静载数据,来反算特定的岩土工程参数,并利用这些参数进行沉降计算,结合S-lgt曲线预测法,判断在某级荷载沉降值是否超过有关设计规范允许范围,从而判断试桩是否可能出现破坏。
若计算出来的试桩沉降值超过有关设计规范允许范围,即试桩将出现破坏,那么就必须用慢速维持荷载法对该结论进行验证。
关于以后的进一步研究工作,有以下几点建议:
(1)根据本文的结论,土的力学性质指标取值对桩基沉降计算结果影响较大,而土的力学性质指标又受土的地区性、是否受扰动、土所处的深度等许多因素有关,因此,建立地区性的岩土工程参数的数据库是十分必要的,它是发展地区性桩基沉降计算方法的重要前提。
建议充分利用以往大量的静荷载试验数据,从试桩资料反算各土体性质参数值,借此逐渐建立适合本地区的经验数据,在积累相当数量的地区经验数据的同时不断完善代表性土层的室内外土工试验对比的典型分析,在此基础上获取并编制较合理的地区岩土工程参数数据库。
(2)下一步的研究应充分考虑桩扩头、桩周土固结变形及桩尖刺穿桩端土体等因素对沉降计算产生的影响。
