基于自平衡靜載試驗的單樁承載性能分析

劉江磊

(鐵道第三勘察設計院集團有限公司，天津 300251)

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基于自平衡靜載試驗的單樁承載性能分析

劉江磊

(鐵道第三勘察設計院集團有限公司，天津 300251)

建立自平衡試樁與傳統(tǒng)靜載荷試驗的分析模型，采用有限元法模擬樁土受力體系。根據(jù)實測軸向力分布曲線和荷載-位移曲線反演擬合出雙曲線力學模型參數(shù)。將反演得到的模型參數(shù)應用于同等條件下樁頂加載試樁的分析模型中，確定出等效荷載-位移曲線，并與簡化轉換法和精確轉換法確定的荷載-位移曲線進行可靠性和適用性評價。結果表明，根據(jù)有限元法得到的荷載-位移曲線與按相關規(guī)范、簡化法、精確法確定的極限承載力都很接近，三種數(shù)據(jù)轉換方法均合理。

自平衡試樁法 有限元模擬 極限承載力 荷載沉降曲線

自平衡靜載荷試驗[1-3]是由基樁自身反力平衡來測定單樁承載力的一種測試方法。通過預埋在樁身截面處的荷載箱加壓，上、下兩段樁體會受到一對大小相等，方向相反的作用力，且分別同時產生上、下位移，調動樁側摩阻力與下段樁底端阻力發(fā)揮，從而實現(xiàn)試樁的自身反力平衡，試驗原理如圖1所示。

圖1 樁承載力自平衡試驗示意

根據(jù)試驗數(shù)據(jù)繪制“力-位移”關系圖，從而確定單樁承載力。與傳統(tǒng)的測試方法相比，該方法不需要壓重平臺或反力支架，不受場地環(huán)境的限制，且不需準備壓重物，整個過程省時省力。

1 工程概況

圖2 樁土剖面(單位：m)

某鐵路跨黃河特大橋項目的自平衡試樁TSZ1場地樁土布置如圖2所示，沿樁深共穿過18個土層。設計樁長90 m，樁徑1.8 m，實際樁長91.987 m，實際平均樁徑1.825 m。荷載箱埋深于高程為25～25.5 m位置。荷載共分8級加載，各級加載量分別為3 814 kN、5 721 kN、7 628 kN、9 536 kN、11 443 kN、13 350 kN、15 258 kN、17 164 kN。測得荷載-位移曲線見圖3，加載到各級荷載樁身軸力分布曲線見圖4。

圖3 TSZ1自平衡靜載荷試驗Q-s擬合曲線

圖4 TSZ1試樁軸力

2 有限元分析模型建立

2.1 基本假設

樁土體系分析模型見圖5和圖6。

圖5 自平衡測試法模型及單元劃分

圖6 傳統(tǒng)靜載試驗模型及單元劃分

(1)采用平面軸對稱模型模擬樁體和樁周土體；

(2)荷載箱位置為空單元，上下段樁所受載荷相同，分別作用于上段樁樁底和下段樁樁頂；

(3)樁身混凝土單元為連續(xù)均質彈性體，材料類型設為線彈性材料；

(4)土體假設為均質地基，材料類型為非線性彈性模型，本構模型選用鄧肯-張模型；

(5)考慮土體與樁體的接觸，分析過程中樁體與土體之間摩擦系數(shù)不變。

2.2 本構模型

(1)樁身本構模型

樁身為線彈性體，采用C30混凝土，彈性模量選為3.0×104MPa。

(2)土體本構模型

樁周土體通常采用彈塑性模型或線彈性模型，模型選用鄧肯-張模型[4，5]，鄧肯-張雙曲線模型的本質在于假定土應力應變之間的關系具有雙曲線性質。

(3)接觸面力學模型

樁土接觸面采用無厚度的Goodman單元，并采用雙曲線形剪應力-切向位移差的力學模型，設樁土接觸面間的剪應力為τ，接觸面兩側的切向位移差為Δu，則兩者之間滿足如下關系[6]

其中a=1/Kτ，max，b=1/τult，式中，Kτ，max為初始切線剛度，τult為最終剪應力，如圖7所示。

圖7 τ～Δu關系曲線

式中，ΔUr—參考位移。

在此應指出，常規(guī)計算方法中樁的極限側摩阻力τf與上述公式中最終剪應力τult的關系為

式中，Rf為破壞比，一般取值范圍為0.8～0.9。

3 分析步驟和結果

首先建立自平衡試樁樁土分析計算模型，擬合自平衡試樁實測得到的樁身軸力和荷載位移曲線，確定出樁周土力學模型及樁阻力參數(shù)。將這些參數(shù)應用于樁頂加載計算模型，確定出樁頂加載的荷載位移曲線，對精確轉換法、有限元法及簡化轉換法三種方法確定的極限承載力進行比較。

3.1 樁-土接觸面模型參數(shù)確定

由于樁身兩個斷面之間軸向力差值等于這兩個斷面間的樁側阻力，則樁側阻力沿深度的分布可以根據(jù)樁軸力沿深度的變化確定。通過樁身軸力曲線的擬合，可以確定樁土接觸面模型參數(shù)，也保證了樁端阻力和樁側阻力分布與實際情況吻合。

采用5 721 kN、11 443 kN、17 164 kN三個等級荷載數(shù)值模擬軸向力分布曲線，得到自平衡樁的軸向力分布曲線(如圖8所示)。其中相對應的樁-土接觸面的力學模型參數(shù)見表1。

圖8 TSZ1試樁軸向力分布曲線

表1 TSZ1試樁接觸面的力學模型參數(shù)

3.2 樁側土模型參數(shù)確定

可以根據(jù)荷載-沉降曲線擬合調整參數(shù)，最終確定參數(shù)。采用初始參數(shù)模擬得到的樁頂-沉降曲線一般與實際測試結果不同，再對參數(shù)進行調整，通過數(shù)值模擬，最后得到的荷載位移曲線與實際測試結果如圖3，計算曲線能夠與實測曲線很好地擬合。反演得到的樁周土體鄧肯-張模型參數(shù)見表2。

表2 TSZ1試樁樁周土鄧肯-張本構模型參數(shù)

3.3 等效荷載-沉降曲線的確定及對比

通過以上自平衡試樁的模擬分析，得到樁周土體及樁-土接觸面的本構模型參數(shù)，相同土層條件下，加載方式改為樁頂加載，即可得到整樁等效樁頂加載荷載-位移曲線。由于上段樁受力狀態(tài)的改變，上段樁所受負摩阻力轉變?yōu)檎ψ枇八赏列?，在樁頂加載的數(shù)值模擬時，上段樁的接觸面極限側摩阻力取表1的極限側摩阻力除以一個系數(shù)λ，其他土體參數(shù)和接觸面參數(shù)與自平衡試樁加載方式時相同。其中λ按如下方法取值：粉土0.8，粉砂0.7，細砂0.7，粉質黏土0.8。下段樁接觸面的極限側阻力值直接采用表1中相應的極限側阻力擬合值，不考慮加載方式變化的影響。由整樁模擬分析得到的整樁荷載沉降曲線如圖9所示。圖9中也同時給出了按精確轉換法和簡化轉換法[7，8]確定的整樁荷載位移曲線。比較三種方法確定的整樁荷載位移曲線可發(fā)現(xiàn)：

(1)采用有限元分析得到的等效荷載-位移曲線提供了一條經(jīng)過彈性線性段到彎曲過渡段，最后沉降急劇增加至破壞的完整等效樁頂加載的荷載-位移曲線，曲線完整，能夠適應各種相關規(guī)范標準。

(2)由簡化轉換法和精確轉換法確定的等效樁頂加載的荷載-位移曲線很接近，同時，該兩種方法得到的荷載位移曲線與自平衡模擬得到的荷載位移曲線也基本重合。由此可得，這三種方法用于自平衡試樁結果向樁頂加載結果的轉換具有一定的可靠性。

圖9 TSZ1試樁等效荷載-位移曲線比較

3.4 極限承載力的確定

《基樁靜載試驗自平衡法》(JT/T738—2009)規(guī)定

式中Qu——單樁豎向抗壓極限承載力；

Qu下——自平衡試樁上段樁極限承載力實測值；

Qu下——自平衡試樁下段樁極限承載力實測值；

W——自平衡試樁的荷載箱以上樁，即上段樁的自重，若荷載箱處于透水層，取浮自重；

γ——試樁的抗托系數(shù)，根據(jù)荷載箱上部土的類型確定。若上部有不同類型的土層，取加權平均值。

根據(jù)由有限元模擬得到的荷載-沉降曲線，采用如下兩種標準確定試樁的整樁極限承載力[9，10]：

(1)沉降等于0.03倍樁直徑時對應的荷載值；

(2)荷載-沉降曲線中第二個拐點對應的荷載值。

圖9在有限元法得到的荷載-位移曲線上標出了按上述兩種標準確定的點所對應的極限荷載值及位移值。為了比較各種方法確定的極限荷載，在圖9中有限元法得到的荷載-位移曲線上也標出了按公式(5)計算的極限荷載及對應的位移值。表3給出了上述三種方法及簡化轉換法和精確轉換法所確定的沉降量與極限承載力。

表3 TSZ1試樁按不同方法確定的極限承載力及沉降量

4 結論

(1)以武西高速公路桃花峪黃河大橋某樁基檢測試驗為背景，采用自平衡現(xiàn)場試驗對樁基承載性能進行研究，并通過有限元數(shù)值模擬反分析的方法，擬合確定樁周土和接觸面力學參數(shù)，分析鉆孔灌注樁整樁性能，為試樁結果提供依據(jù)。

(2)所采用的反分析擬合參數(shù)方法能很好地模擬樁與樁周土體的相互作用，模型參數(shù)可以和傳統(tǒng)樁分析方法的模型參數(shù)相對應，如土體的極限側阻和接觸面剛度等都便于引用到傳統(tǒng)載荷樁分析中。通過數(shù)值模擬結果與實測結果的對比，更加驗證了自平衡試樁的可靠實用性及轉換方法的準確性。

(3)簡化轉換法和精確轉換法確定的等效樁頂加載的荷載-位移曲線很接近。同時，該兩種方法得到的荷載位移曲線與自平衡模擬得到的荷載位移曲線也基本重合。由此可得，這三種方法用于自平衡試樁結果向樁頂加載結果的轉換具有一定的可靠性。

(4)有限元分析得到的等效荷載-位移曲線提供了一條經(jīng)過彈性線性段到彎曲過渡段，最后沉降急劇增加至破壞的完整等效樁頂加載的荷載-位移曲線，曲線完整，能夠適應各種相關規(guī)范標準。

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Analysis of Single Pile Bearing Performance Based on O-cell Test Results of Piles

LIU Jianglei

2016-10-19

劉江磊(1984—)，男，2010年畢業(yè)于中國地質大學地質工程專業(yè)，工學碩士，工程師。

1672-7479(2016)06-0063-04

TU473.1+1； TU413.4

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