竖向极限承载力

竖向极限承载力（精选八篇）

竖向极限承载力 篇1

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。

m

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。

m

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。

m

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.

竖向极限承载力 篇2

建筑地基基础设计规范确定单桩竖向极限承载力方法如下：

作荷载-沉降(Q-s)曲线和其他辅助分析所需的曲线，

当陡降段明显时，取相应于陡降段起点的荷载值。

当出现变形过大中止加荷时，取前一级荷载值，

Q-s曲线呈缓变型时，取桩顶总沉降量s=40mm所对应的荷载值，当桩长大于40m时，宜考虑桩身的弹性压缩。

按上述方法判断有困难时，可结合其他辅助分析方法综合判定。对桩基沉降有特殊要求者，应根据具体情况选取。

参加统计的试桩，当满足其极差不超过平均值的30%时，可取其平均值为单桩竖向极限承载力。极差超过平均值的30% 时，宜增加试桩数量并分析离差过大的原因，结合工程具体情况确定极限承载力。注：对桩数为3根及3根以下的柱下桩台，取最小值。

静压管桩竖向承载力传递机理研究 篇3

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.

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.

竖向极限承载力 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):

竖向极限承载力 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:

$E=E{}_S\left(1-\frac{2\mu {}^2}{1-\mu }\right)$。

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.

竖向极限承载力 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。

竖向极限承载力 篇8

本文通过对摩擦桩、端承桩、摩擦端承桩动静检测数据进行对比分析,以检验动测法承载力的精度,并讨论导致两者差异的因素。

1 测试方法简介

1.1 静载试桩

静载试桩是传统的承载力检测方法,其测试管桩原理是[1]:采用接近于建筑物实际工作条件的竖向抗压静载试验,确定单桩竖向极限承载力。静载试验通过反力装置分级对桩顶施加垂直荷载,在每级荷载作用下按规定时间间隔测读桩顶沉降量,获得可供分析判定桩顶载荷与桩顶沉降关系的Q～s曲线。当桩顶沉降量达到某条件或某数值时,可认为岩土阻力已充分发挥,或桩已破坏,从而求得桩的极限承载力。图1为堆载试验装置示意图。

该方法是确定工程桩承载力最直观、最准确可靠的方法,目前是承载力检测方法中无可替代的,也是我国现成规范规定的验收桩基工程的标准试验方法。其学术关注度及用户关注度今年来呈现逐年上升的趋势,见图2、图3。

其局限性在于:检测费用大、时间长、人力消耗高;由于试验本身的荷载分级问题使其试验结果存在一定的误差(一般为5%～10%之间);抽检数量有限,缺乏代表性,还有可能在施工工程中受到特殊关照加载条件受现场环境限制,最大加载量受设备限制。

1.2 高应变动力试桩法

其测试管桩原理是[2]:采用重锤冲击桩顶,使桩与土之间产生足够的相对位移,以充分激发桩周土阻力和桩端支承力,通过安装在桩顶以下桩身两侧的力和加速度传感器接收桩的应力波信号,应用应力波理论分析处理力和速度时程曲线,可提供桩周土力学参数,桩周、桩端土阻力分布,模拟静载荷试验曲线。图4为高应变动测试验现场测试示意图。

高应变动测的优点是[3]:经济快速,抽样率较高,其试验结果除可判定单桩承载力及其沿桩身的分布外,还可对沉桩施工过程进行监测,为桩型和沉桩工艺参数的选择提供参考数据。

该方法局限性在于:试验技术难度高,试验时受物理模型、技术方法、桩土参数选择以及试验人员实际经验等诸多因素的影响较大。该方法试验时须要对桩和土作出一些假定,以达到以“动”求“静”的目的,因此不可避免带来一定的误差;当出现测点安装不当、误操作以及现场干扰等因素时会引起较大的误差;波形判读和资料分析比较繁复,拟合中的未知参数是多解的,分析人员的专业理论基础、方法的熟悉程度和实际经验等因素直接影响分析的结果。

2 动静对比分析

2.1 摩擦型桩动静对比试验

摩擦型桩系指在竖向极限荷载作用下,桩顶荷载全部或主要由桩侧阻力承受,桩端阻力很小,常被忽略不计的桩。基岩类高持力层埋藏深度超过桩身长度的土层中的各种类型桩一般均为摩擦型桩。如没有进入基岩的各类预制桩、钻孔桩、沉管桩,特别当桩端土层力学性质较差时,其承载能力主要由桩侧土阻力提供。因该类桩承载力与桩侧面积正相关,因而设计时一般通过增加桩长或加大桩径的方式增加桩侧面积,提高单桩极限承载能力。表1给出了某地不同地区大量预制桩桩基工程试桩和工程桩的静载荷试验和高应变动力检测结果。

2.2 动静对比试验结果分析

桩长较大、桩端未进入硬持力层的预制方桩或管桩属典型的摩擦型桩。因该类桩桩身混凝土强度大、桩身均匀规则等有利条件,一般可以得到理想的高应变检测结果。对图5中动、静试验结果的散点图分析表明,摩擦型预制桩高应变试验结果和静载试验结果有良好的一致性。该类桩动、静试验结果相关方程为,相关系数为0.985831,该类桩动静试验结果具有明显的线性相关,且各桩的动静试验误差均不超过20%,说明该类桩的高应变试验结果是可靠的。

2.3 动静对比试验结果误差分析

从摩擦型桩动静对比试验结果可知,尽管该类桩动静试验结果有良好的一致性,动静试验结果线性相关系数达到0.986,但总起来说,动测试验结果与静载试验结果之间相比有一定的误差。大部分桩的高应变试验结果较静载试验结果高,动测平均承载力较静载平均承载力高5.00%。考察高应变检测理论、现场试验和室内曲线拟合过程,这种误差可能主要来源于高应变试验中过于充分激发引起过大的桩身位移,从而导致过大的桩身动阻力出现。实际上,高应变检测得到的总阻力等于桩身静阻力和动阻力之和,该处静阻力即是所要检测的真正承载力,实测信号中过大的动阻力在拟合分析过程中可能难以完全消除,从而导致高应变法检测的承载力总体上高于静载试验承载力。

3 结语

高应变动测属半直接法,其直接测试值是重锤冲击桩顶过程中桩身某截面的力变量和运动变量[4]。以直接测试量作为基础,采用一维纵波理论,对桩～土体系、桩型作简化后间接获得单桩承载力和转身完整性。静载试验相对难度较低,但试验可靠度高,可作为比对的标准,因此,必须进行动静对比试验和两种结果的对比分析,以便在应用高应变动测法对工程桩进行检测时提供准确的参数,提高其单桩承载力检测精度。

摘要：单桩竖向承载力静载荷试验过程与桩在工作状态下的受力过程基本一致,是传统而可靠的承载力检测方法,该方法是确定工程桩承载力最直观、最准确可靠的方法,缺点是费时费钱,抽检率不高;高应变动力检测是建立在一维波动理论基础上的承载力检测新方法,其特点是费用低、快速、轻便,但技术难度较大且存在多解性。目前的桩基检测通常采用静荷载试验法和高应变动测试验法对单桩竖向抗压承载力进行检验,并以前者作为后者试验结果的对比标准,文中通过对摩擦桩动静检测数据进行对比分析,以检验动测法承载力的精度,并讨论导致两者差异的因素。

关键词：竖向承载力,静载荷试验,高应变动测,动静对比

参考文献

[1]旭攸在.桩基检验手册[M].北京:中国水利水电出版社,1999.

[2]候玉宾,吴继敏.桩基检测[M].南京:河海大学出版社,1998.

[3]唐有职.单桩完整性及承载力的无破损试验[M].北京:地震出版社,1993.