巖石嵌固掏挖基礎(chǔ)抗拔承載特性及其影響因素研究

鄭衛(wèi)鋒, 聶蘭磊, 韓楊春,3

(1.中國(guó)電力科學(xué)研究院,北京 100192; 2.燕山大學(xué),河北 秦皇島 066044; 3.中國(guó)礦業(yè)大學(xué)(北京),北京 100083)

巖石嵌固掏挖基礎(chǔ)抗拔承載特性及其影響因素研究

鄭衛(wèi)鋒1, 聶蘭磊2, 韓楊春1,3

(1.中國(guó)電力科學(xué)研究院,北京 100192; 2.燕山大學(xué),河北 秦皇島 066044; 3.中國(guó)礦業(yè)大學(xué)(北京),北京 100083)

巖石嵌固掏挖基礎(chǔ)目前已經(jīng)廣泛應(yīng)用于電力基礎(chǔ)工程中。原狀土由于受擾動(dòng)較小,膠結(jié)性強(qiáng),具有良好的抗剪強(qiáng)度,對(duì)掏挖基礎(chǔ)抗拔承載力具有重要影響,因此研究原狀土參數(shù)變化對(duì)基礎(chǔ)上拔承載性能的影響規(guī)律具有重要意義。結(jié)合現(xiàn)場(chǎng)試驗(yàn),建立數(shù)值模型,研究土體黏聚力、內(nèi)摩擦角、彈性模量對(duì)基礎(chǔ)上拔承載性能的影響規(guī)律。研究表明:土體內(nèi)摩擦角和黏聚力對(duì)基礎(chǔ)抗拔承載力具有較大影響,而彈性模量影響程度較低;參數(shù)的變化對(duì)土體塑性區(qū)發(fā)展規(guī)律影響較小。

巖石嵌固; 掏挖基礎(chǔ); 土體抗剪強(qiáng)度; 抗拔承載力; 塑性區(qū)

0 引言

巖石嵌固掏挖基礎(chǔ)作為一種新型基礎(chǔ),能充分發(fā)揮原狀土承載力高、變形小的工程特性,具有抗拔性能良好、節(jié)省材料、加快工程施工進(jìn)度、降低工程造價(jià)、對(duì)周邊環(huán)境擾動(dòng)較小等優(yōu)點(diǎn),因此廣泛應(yīng)用于桿塔基礎(chǔ)。上拔穩(wěn)定性是輸電線路基礎(chǔ)設(shè)計(jì)時(shí)需重點(diǎn)考慮的因素,其對(duì)基礎(chǔ)安全穩(wěn)定具有重要影響,因此需要對(duì)基礎(chǔ)抗拔承載特性及其影響因素進(jìn)行研究。目前對(duì)基礎(chǔ)抗拔特性影響因素研究主要集中在樁基礎(chǔ)方向,即從樁長(zhǎng)、樁徑和深徑比等樁自身尺寸參數(shù)因素[1-6]以及土體摩擦角、黏聚力和泊松比等場(chǎng)地地質(zhì)條件因素[7-10]兩個(gè)方面進(jìn)行研究,而很少研究輸電線路基礎(chǔ)方面的問(wèn)題。由于輸電線路基礎(chǔ)自身的專業(yè)特性,其抗拔承載特性與樁基礎(chǔ)相比有較大的不同,需進(jìn)行專業(yè)研究。

為了滿足輸電線路掏挖基礎(chǔ)設(shè)計(jì)需要并為分析基礎(chǔ)抗拔承載性能提供借鑒,本文基于試驗(yàn)場(chǎng)地地質(zhì)參數(shù)和基礎(chǔ)參數(shù),利用差分軟件FLAC3D進(jìn)行土的主要參數(shù)(彈性模量、內(nèi)摩擦角和黏聚力)對(duì)基礎(chǔ)抗拔承載力的影響研究。

1 場(chǎng)地概況與參數(shù)選取

試驗(yàn)場(chǎng)地位于安徽省太湖縣某地,宏觀地貌屬大別山區(qū),微地貌為丘陵。原始地貌為丘坡,后經(jīng)人為開(kāi)挖整平,現(xiàn)地形起伏較小。場(chǎng)地土的參數(shù)來(lái)源于場(chǎng)地原位試驗(yàn),基礎(chǔ)為C30的鋼筋混凝土結(jié)構(gòu),具體參數(shù)如表1所列。

表1 太湖某試驗(yàn)場(chǎng)地地質(zhì)參數(shù)

為了研究土體參數(shù)敏感性,盡可能減少變量,統(tǒng)一取數(shù)值模擬參數(shù)。在研究單一土體參數(shù)對(duì)抗拔承載性能影響時(shí),采用單因素法,以保持變量的唯一性。統(tǒng)一參數(shù)如表2所列。

2 數(shù)值分析模型

數(shù)值模型采用同一個(gè)模型,基礎(chǔ)為埋深4 m的掏挖基礎(chǔ),其計(jì)算域?yàn)殚L(zhǎng)×寬×高=14 m×14 m×6 m。由于數(shù)值模型所受到的上拔荷載、結(jié)構(gòu)形式和邊界條件都是軸對(duì)稱結(jié)構(gòu),因此取1/2模型。計(jì)算模型簡(jiǎn)圖和基礎(chǔ)尺寸示意圖如圖1和圖2所示。

表2 數(shù)值模擬參數(shù)

圖1 計(jì)算模型簡(jiǎn)圖Fig.1 Calculation model diagram

圖2 基礎(chǔ)尺寸示意圖 (單位:mm)Fig.2 Foundation size diagram (Unit:mm)

土體采用摩爾-庫(kù)倫模型,基礎(chǔ)采用彈性模型,接觸面采用摩爾-庫(kù)倫剪切模型。模型邊界條件根據(jù)現(xiàn)場(chǎng)試驗(yàn),在模型底部設(shè)置為固定約束,而四周設(shè)為法向約束,頂部設(shè)為自由邊界,不加約束條件。

3 土體參數(shù)敏感性分析

3.1 黏聚力的影響

(1) 荷載-位移曲線

選取7組不同黏聚力參數(shù)(黏聚力分別為15、30、45、60、75、90和105 kPa)進(jìn)行數(shù)值模擬,其他參數(shù)保持不變,加載方式為位移加載法。7組Q-S曲線如圖3。從圖3可見(jiàn),這7組曲線均由“陡變型”逐漸變?yōu)椤熬徸冃汀鼻€。

按照目前國(guó)內(nèi)外經(jīng)驗(yàn),采取圖解法中的L1-L2雙直線交點(diǎn)法[11]得到極限位移和極限荷載。隨著黏聚力增加,基礎(chǔ)抗拔承載力逐漸增大,極限荷載增量變化趨勢(shì)為先增大后減小,即極限荷載增長(zhǎng)趨勢(shì)放緩,基礎(chǔ)承載力隨著黏聚力增大其敏感性降低?；A(chǔ)位移達(dá)到25 mm時(shí),隨著黏聚力增大,基礎(chǔ)所能承受荷載也增大,進(jìn)一步說(shuō)明黏聚力的增大加強(qiáng)了基礎(chǔ)抗拔承載性能。黏聚力從15 kPa增大了600%到105 kPa時(shí),極限荷載從1 173 kN增大了290%到4 600 kN,表明極限荷載對(duì)黏聚力比較敏感。極限荷載變化規(guī)律如圖4所示。

圖3 不同黏聚力的荷載-位移曲線變化規(guī)律Fig.3 Variation of Q-S curves with different cohesions

圖4 不同黏聚力的極限荷載變化規(guī)律Fig.4 Variation of ultimate loads with different cohesions

(2) 土體塑性區(qū)發(fā)展規(guī)律

通過(guò)分析基礎(chǔ)處于極限荷載狀態(tài)時(shí),觀察模擬中土體塑性區(qū)剪切破壞區(qū)域,得到地表土體塑性區(qū)為圓形的破壞形狀,此圓形半徑為土塑性破壞面半徑,簡(jiǎn)稱破壞面半徑。破壞面半徑隨黏聚力增大其變化趨勢(shì)為先直線增大后趨于平緩再小幅度增大,總體變化趨于3～4 m之間。破壞面半徑隨黏聚力變化規(guī)律如圖5所示。

圖5 不同黏聚力的破壞面半徑變化規(guī)律Fig.5 Variation of failure surface radius with different cohesions

基礎(chǔ)抗拔機(jī)理分為土體壓縮擠密的彈性變形、基礎(chǔ)周?chē)馏w彈塑性區(qū)的形成和發(fā)展及土體整體剪切破壞三個(gè)階段[12]。

(1) 土體壓密的彈性階段對(duì)應(yīng)荷載-位移曲線線性階段。上拔加載初始階段,隨著黏聚力增大線性階段范圍增大,從彈性極限600 kN左右增大到1 100 kN左右,而后穩(wěn)定于1 100 kN左右。線性階段時(shí)荷載主要由基礎(chǔ)自重和基礎(chǔ)側(cè)摩阻力承擔(dān)。

(2) 土體彈塑性變形階段對(duì)應(yīng)荷載-位移曲線非線性階段。隨著上拔荷載不斷增加,基礎(chǔ)上拔位移呈非線性變化,位移增長(zhǎng)速率明顯增大。隨著黏聚力增大荷載-位移曲線非線性階段范圍明顯增大。彈塑性階段時(shí),隨著黏聚力增大,塑性區(qū)由幾乎同時(shí)出現(xiàn)在基礎(chǔ)底部和基礎(chǔ)頂部土體中變?yōu)榛A(chǔ)頂部土體率先出現(xiàn)塑性區(qū);然后頂部塑性區(qū)均沿基礎(chǔ)側(cè)面向底部發(fā)展,基礎(chǔ)底部處出現(xiàn)塑性區(qū)并沿基礎(chǔ)側(cè)面向上發(fā)展,從而實(shí)現(xiàn)上下貫通;最后塑性區(qū)沿基礎(chǔ)側(cè)面向基礎(chǔ)兩側(cè)發(fā)展,且基礎(chǔ)上部側(cè)面土體塑性區(qū)向兩側(cè)擴(kuò)張較快。

(3) 整體破壞的直線階段對(duì)應(yīng)曲線斜率將近無(wú)窮大階段。當(dāng)上拔荷載臨近極限荷載時(shí),基礎(chǔ)周?chē)乃苄詤^(qū)已經(jīng)完全貫通且破壞范圍逐漸穩(wěn)定不再擴(kuò)張。隨著黏聚力的增大,基礎(chǔ)底部附近土的塑性區(qū)范圍向兩側(cè)發(fā)展寬度增加,土體塑性區(qū)破壞面發(fā)展呈由曲線形破壞面轉(zhuǎn)變?yōu)榻朴诘箞A錐臺(tái)形破壞面的變化規(guī)律(圖6)。

3.2 內(nèi)摩擦角的影響

(1) 荷載-位移曲線

選取7組不同內(nèi)摩擦角參數(shù)(分別為10°、15°、20°、25°、30°、35°和40°)進(jìn)行數(shù)值模擬,其他參數(shù)保持不變,加載方式為位移加載法。7組Q-S曲線如圖7所示。

圖6 不同黏聚力極限荷載狀態(tài)下塑性區(qū)變化規(guī)律Fig.6 Variation of plastic zones with different cohesions under ultimate load

圖7 不同內(nèi)摩擦角的荷載-位移曲線變化規(guī)律Fig.7 Variation of Q-S curves with different friction angles

由圖7得,Q-S曲線隨內(nèi)摩擦角增大由“陡變型”逐步向“緩變型”轉(zhuǎn)變。在內(nèi)摩擦角為40°時(shí),土體發(fā)生應(yīng)力軟化造成土體抗剪強(qiáng)度降低,基礎(chǔ)抗拔能力減弱,從而造成曲線下降的現(xiàn)象發(fā)生。

由圖8得,隨著內(nèi)摩擦角的增加,極限荷載增大,其增長(zhǎng)趨勢(shì)是:先顯著增長(zhǎng),然后逐步平穩(wěn),在內(nèi)摩擦角40°時(shí)略有增長(zhǎng),并表現(xiàn)出應(yīng)力軟化現(xiàn)象。當(dāng)內(nèi)摩擦角從10°增長(zhǎng)300%到40°時(shí),極限荷載增長(zhǎng)了90%,表明極限荷載對(duì)內(nèi)摩擦角的變化較為敏感。當(dāng)不同內(nèi)摩擦角對(duì)應(yīng)基礎(chǔ)位移25 mm時(shí),內(nèi)摩擦角越大所對(duì)應(yīng)的荷載值越大,表明基礎(chǔ)抗拔性能越好。

(2) 土體塑性區(qū)發(fā)展規(guī)律

破壞面半徑隨內(nèi)摩擦角增大的變化趨勢(shì)是先增大后趨于穩(wěn)定。破壞面半徑變化規(guī)律如圖9所示。

圖8 不同內(nèi)摩擦角的極限荷載變化規(guī)律Fig.8 Variation of ultimate loads with different friction angles

圖9 不同內(nèi)摩擦角的破壞面半徑變化規(guī)律Fig.9 Variation of failure surface radius with different friction angles

基礎(chǔ)抗拔機(jī)理的階段分析:

(1) 土體壓密的彈性階段:彈性段極限荷載隨內(nèi)摩擦角的增大其大小基本不變。

(2) 土體彈塑性變形階段:隨著內(nèi)摩擦角的增大,塑性區(qū)由幾乎同時(shí)出現(xiàn)在基礎(chǔ)底部和基礎(chǔ)頂部土體中變?yōu)榛A(chǔ)頂部土體率先出現(xiàn)塑性區(qū);然后頂部塑性區(qū)均沿基礎(chǔ)側(cè)面向底部快速發(fā)展,基礎(chǔ)底部處出現(xiàn)塑性區(qū)并開(kāi)始沿基礎(chǔ)側(cè)面向上發(fā)展,從而實(shí)現(xiàn)上下貫通;最后塑性區(qū)沿基礎(chǔ)側(cè)面向基礎(chǔ)兩側(cè)發(fā)展,且基礎(chǔ)上部側(cè)面土體塑性區(qū)向兩側(cè)擴(kuò)張較快。

(3) 整體破壞的直線破壞階段:隨著內(nèi)摩擦角的增大,土體塑性區(qū)破壞面呈由曲線形破壞面逐漸變?yōu)榈箞A臺(tái)形破壞面的變化規(guī)律(圖10)。

3.3 彈性模量的影響

(1) 荷載-位移曲線

選取7組不同彈性模量參數(shù)(分別為0.340、5.14、9.94、14.74、19.54、24.34和29.14 GPa)進(jìn)行數(shù)值模擬,其他參數(shù)保持不變,加載方式為位移加載法。7組Q-S曲線如圖11所示。

圖10 不同內(nèi)摩擦角極限荷載狀態(tài)下塑性區(qū)變化規(guī)律Fig.10 Variation of plastic zones with different friction angles under ultimate loade

圖11 不同彈性模量的荷載-位移曲線變化規(guī)律Fig.11 Variation of Q-S curves with different elastic modulus

由圖11得,隨著彈性模量的增大,Q-S曲線由“緩變型”變?yōu)椤岸缸冃汀薄?/p>

由圖12得,隨著彈性模量的增大極限荷載先是小幅度增大,然后在2 600 kN左右趨于穩(wěn)定;而極限位移則隨彈性模量的增大逐步減小。因此認(rèn)為隨著彈性模量進(jìn)一步增大,極限荷載將趨于穩(wěn)定不再增長(zhǎng),而極限位移將逐漸減小。不同彈性模量的基礎(chǔ)上拔位移達(dá)到25 mm時(shí),隨著彈性模量的增加,基礎(chǔ)的上拔承載力先是增長(zhǎng)然后趨于穩(wěn)定。彈性模量從0.34 GPa增大到29.14 GPa時(shí),彈性模量增加了847%,而極限荷載只增加了4%,因此極限荷載對(duì)彈性模量的敏感程度較低。

(2) 土體塑性區(qū)發(fā)展規(guī)律

隨著彈性模量的增大破壞面半徑的變化趨勢(shì)是先增大后趨于穩(wěn)定。破壞面半徑變化規(guī)律如圖13所示。

圖12 不同彈性模量的極限荷載變化規(guī)律Fig.12 Variation of ultimate loads with different elastic modulus

圖13 不同彈性模量的破壞面半徑變化規(guī)律Fig.13 Variation of failure surface radius with different elastic modulus

基礎(chǔ)抗拔機(jī)理的階段分析:

(1) 土體壓密的彈性階段:彈性段極限荷載隨著彈性模量的增大而增大,隨后趨于穩(wěn)定不再增長(zhǎng)。

(2) 土體彈塑性變形階段:隨著彈性模量增大,對(duì)應(yīng)的荷載-位移曲線非線性階段范圍明顯縮短。彈塑性階段時(shí),隨著彈性模量的增大,塑性區(qū)由幾乎同時(shí)出現(xiàn)在基礎(chǔ)底部和基礎(chǔ)頂部土體中變?yōu)榛A(chǔ)頂部土體率先出現(xiàn)塑性區(qū);然后頂部塑性區(qū)均沿基礎(chǔ)側(cè)面向底部發(fā)展,基礎(chǔ)底部處出現(xiàn)塑性區(qū)并開(kāi)始沿基礎(chǔ)側(cè)面向上發(fā)展,從而實(shí)現(xiàn)上下貫通;最后塑性區(qū)沿基礎(chǔ)側(cè)面向基礎(chǔ)兩側(cè)發(fā)展,且基礎(chǔ)上部側(cè)面土體塑性區(qū)向兩側(cè)擴(kuò)張較快。

(3) 整體破壞的直線破壞階段:隨著彈性模量的增大,土體塑性區(qū)破壞面一直呈曲線形破壞面的變化規(guī)律(圖14)。

圖14 不同彈性模量極限荷載狀態(tài)下塑性區(qū)變化規(guī)律Fig.14 Variation of plastic zones with different elastic modulus under ultimate load

4 結(jié)論

基于同一數(shù)值模型,采用單因素法,運(yùn)用FLAC3D進(jìn)行數(shù)值模擬分析,通過(guò)變化黏聚力、內(nèi)摩擦角和彈性模量21組參數(shù),總結(jié)隨著這些參數(shù)的變化,模型的極限荷載、塑性區(qū)發(fā)展和破裂面半徑的發(fā)展規(guī)律,并得出如下結(jié)論:

(1) 不同黏聚力、內(nèi)摩擦角所對(duì)應(yīng)的極限荷載均隨著參數(shù)的增大而增大,極限荷載對(duì)黏聚力的敏感性略高,內(nèi)摩擦角略低;隨著彈性模量的增大,極限荷載增量較小,極限荷載對(duì)彈性模量的敏感性最低。

(2) 土體破壞面半徑隨著土體參數(shù)黏聚力、內(nèi)摩擦角和彈性模量的增大,其總體趨勢(shì)是小幅度增長(zhǎng),最后趨于穩(wěn)定值。

(3) 對(duì)于掏挖基礎(chǔ)承受上拔荷載時(shí),對(duì)應(yīng)變化參數(shù)黏聚力、內(nèi)摩擦角和彈性模量,土體塑性區(qū)總體發(fā)展規(guī)律都是底部土體和頂部地表處土體先出現(xiàn)塑性區(qū),然后沿著基礎(chǔ)側(cè)面發(fā)展,而后上下貫通,最后向四周擴(kuò)展。

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Uplift Bearing Characteristics and Associated Influencing Factors in Rock Embedded Excavated Foundations

ZHENG Wei-feng1, NIE Lan-lei2, HAN Yang-chun1

(1.ChinaElectricPowerResearchInstitute,Beijing100192,China; 2.YanshanUniversity,Qinhuangdao066044,Hebei,China; 3.ChinaUniversityofMiningandTechnology(Beijing),Beijing100083,China)

Rock embedded excavated foundations are widely used in power engineering. As undisturbed soil may be characterized by slight disturbance, strong cementation, and good shear strength, undisturbed soil can have an important influence on the uplift bearing capacity of an excavated foundation. Therefore, it is of great significance to study the influence of changes in undisturbed soil parameters on the uplift bearing capacity of excavated foundation. This study carried out an in situ test on a foundation in Anhui Province, China. The numerical model was built using FLAC3Dsoftware, andQ-Scurves were obtained. In addition, the foundation underwent direct shear and consolidation tests. Model parameters were based on the results of the in situ test. The simulation results and experimental results were fitted well, so the model can be considered as a reasonable model. Within the model, the single factor method was used to adjust the internal friction angle, cohesion, and the elastic modulus of the soil. This study demonstrates that the uplift bearing capacity increases as both the internal friction angle and the cohesion of soil increase, but shows only a small increase in uplift bearing capacity with increases in elastic modulus. With increasing soil cohesion, internal friction angle, and elastic modulus, there appears to be no difference in the change of foundation soil plastic zone.

rock embedded; excavated foundation; soil shear strength; uplift bearing capacity; plastic zone

2016-01-30 基金項(xiàng)目:國(guó)家電網(wǎng)公司科技項(xiàng)目(GCB17201500216) 作者簡(jiǎn)介:鄭衛(wèi)鋒(1977-),男,博士,主要從事電力工程地基基礎(chǔ)方面的研究工作。E-mail:zhengwf@epri.ac.cn。

TU443

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1000-0844(2016)06-0883-06

10.3969/j.issn.1000-0844.2016.06.0883