地基承载力计算（精选十篇）
地基承载力计算 篇1
关键词：边坡地基,承载力验算,稳定性计算,支护结构岩土荷载计算
0 引言
在建 (构) 筑物附近切坡, 将使边坡成为建 (构) 筑物地基。与平地地基相比, 边坡地基承载力 (包括水平承载力) 有不同程度的降低。在防止边坡地基失稳方面, 目前的做法是: (1) 增加一项边坡稳定性计算的工作 (有时这项工作称为地基稳定性计算) , 计算过程中的建筑荷载处理及稳定安全系数取值与通常的边坡稳定性计算无异或相当[1,2]; (2) 边坡支护结构岩土荷载视坡顶建筑物位置取按土压力理论计算出的某类岩土压力 (主动岩土压力、静止岩土压力或两者的平均值) 或其与修正系数 (对主动岩土压力用增大系数, 对静止岩土压力用折减系数) 的乘积[2]。
本文对这种做法存在的问题进行了探讨, 提出了与边坡地基承载力验算等效的边坡地基稳定性计算和刚好满足地基承载力要求的边坡地基支护结构荷载计算的建议。
1 当前边坡地基承载力验算及支护结构荷载计算方法存在的问题
根据相关标准[1], 岩石地基承载安全系数为3左右, 土质地基承载安全系数为2左右。目前在防止边坡地基失稳方面的做法, 无论是在边坡稳定性计算方面还是在边坡支护结构岩土荷载计算方面, 都没有与地基承载安全系数联系起来, 既不能检验边坡支护前地基承载安全系数是否获得满足, 判断是否需要对边坡地基进行支护, 也不能保证边坡支护后地基承载安全系数获得满足, 保证岩土荷载取值没有过大。此外, 当稳定系数等于1或大于1而小于安全系数时, 因主动岩土压力为0或为负值[3], 乘以增大系数不起任何作用。可见, 上述做法既可能造成安全隐患, 也可能造成工程浪费。
2 边坡地基承载力验算
2.1 边坡地基竖向承载力验算
如果能求出边坡地基 (或单桩) 竖向极限承载力, 就能按下式检验边坡地基竖向承载力是否满足要求:
式中:pk为边坡上建筑基础底面压力标准值;fuk为边坡地基竖向极限承载力标准值;K为地基承载安全系数, 按坡上基础设计文件取值;当坡上基础采用地基承载力特征值 (实为基底压力允许值) 进行设计时, 地基承载安全系数对岩质地基可取3, 对土质地基可取2。
若上式满足, 则地基承载力满足要求, 不需要对边坡地基进行处理 (即从地基角度来说, 边坡不需要处理) ;若上式不满足, 则地基承载力不满足要求, 需要对边坡地基进行处理 (即从地基角度来说, 边坡需要处理) 。
边坡地基竖向极限承载力可用下列方法求出:将基底竖向极限压力视为未知数, 作为坡上竖向附加分布荷载 (对桩基础, 将各桩桩顶竖向极限荷载视为未知数, 作为坡上竖向附加荷载) , 进行边坡抗滑稳定性计算。计算时, 潜在失稳岩土体应受坡上基础传递的竖向荷载作用, 除特定外倾结构面外, 潜在滑面应从坡上基础底面内边缘通过。计算还应符合边坡抗滑稳定性计算的其它要求 (如:以对应于最危险滑面的稳定系数为边坡抗滑稳定系数) 。给定不同的坡上竖向附加分布荷载, 就有不同的边坡稳定系数。边坡稳定系数为1时的坡上竖向附加分布荷载即为基底竖向极限压力 (其反力即为地基竖向极限承载力) 。
当基底荷载偏心时, 应采用迈耶霍夫、汉森和魏锡克等人提出的下述方法将偏心荷载化为不偏心荷载:当矩形基础某方向偏心距为e时, 在该方向小压力一侧将该方向边长减小2e。对双向偏心的基础, 两个方向的边长均按此种方法减小。以减小后的边长 (称为有效边长) 计算基底面积 (称为有效面积) , 以有效面积和原有基础自重和上部结构荷载计算基底压力。当基底形状不为矩形时, 先将基底形状化为受中心荷载作用的形状, 再按等面积原则将此基底形状化为矩形。
2.2 边坡地基水平或斜向承载力验算
同样, 如果能求出边坡地基水平或斜向极限承载力, 就能按与式 (1) 类似的公式检验边坡地基水平或斜向承载力是否满足要求。
边坡地基水平或斜向极限承载力可用下列方法求出:将基础传递的水平或斜向极限荷载视为未知数, 作为坡上水平或斜向分布荷载, 进行边坡抗滑稳定性计算。计算时, 潜在失稳岩土体应受坡上基础传递的水平或斜向荷载作用, 除特定外倾结构面外, 潜在滑面应从坡上基础传递的荷载作用面下边缘通过。计算还应符合边坡抗滑稳定性计算的其它要求 (如:以对应于最危险滑面的稳定系数为边坡抗滑稳定系数) 。给定不同的坡上水平或斜向附加分布荷载, 就有不同的边坡稳定系数。边坡稳定系数为1时的坡上水平或斜向附加分布荷载即为基础水平或斜向极限荷载 (其反力即为地基竖向极限承载力) 。
3 与边坡地基承载力验算等效的边坡地基稳定性计算方法
3.1 与边坡地基竖向承载力验算等效的边坡地基稳定性计算方法
本文第2.1节的方法是通过求边坡地基竖向极限承载力来检验边坡地基竖向承载力是否满足要求。这种方法也可以转化成通过边坡地基稳定性计算来检验边坡地基竖向承载力是否满足要求的方法:将实际基底压力与地基承载安全系数的乘积作为坡上竖向附加分布荷载 (对桩基础, 将各桩桩顶竖向荷载标准值与地基承载安全系数的乘积作为坡上竖向附加荷载) , 进行边坡地基稳定性计算。计算中的注意事项如上节所述。取边坡地基稳定安全系数为1, 将边坡地基稳定系数与边坡地基稳定安全系数作比较。若前者小于后者 (即边坡地基稳定系数小于1) , 则地基承载力不满足要求;若前者大于或等于后者 (即边坡地基稳定系数大于或等于1) , 则地基承载力满足要求。
当基底荷载偏心时, 应采用上节阐述的迈耶霍夫、汉森和魏锡克等人提出的方法将偏心荷载转化为不偏心荷载。
这种方法就是与边坡地基竖向承载力验算等效的边坡地基稳定性计算方法。
显然, 通常的边坡稳定性计算无法代替与边坡地基竖向承载力验算等效的边坡地基稳定性计算。
因在计算与边坡地基竖向承载力验算等效的边坡地基稳定性时, 坡上基础位于潜在失稳区域内, 受岩土体强度控制的滑面从坡顶基础底面内边缘通过, 故边坡与边坡地基的最危险滑面不一定相同。
3.2 与边坡地基水平或斜向承载力验算等效的边坡地基稳定性计算方法
本文第2.2节的方法是通过求边坡地基水平或斜向极限承载力来检验边坡地基水平或斜向承载力是否满足要求。这种方法也可以转化为与边坡地基水平或斜向承载力验算等效的边坡稳定性计算的方法:将坡上基础传递的实际水平或斜向荷载与地基承载安全系数的乘积作为坡上水平或斜向附加荷载, 进行边坡稳定性计算。计算中的注意事项如3.1节所述。取边坡稳定安全系数为1。将边坡稳定系数与边坡稳定安全系数作比较。若前者小于后者 (即边坡稳定系数小于1) , 则地基水平或斜向承载力不满足要求;若前者大于或等于后者 (即边坡稳定系数大于或等于1) , 则地基水平或斜向承载力满足要求。
4 边坡地基支护结构荷载计算方法
当地基承载力不满足要求时, 需要对边坡地基进行处理 (即从地基角度对边坡进行处理) , 以提高边坡地基承载力使之满足要求。这就需要确定作用在边坡地基抗失稳支护结构上的岩土荷载 (即作用在边坡抗地基失稳支护结构上的岩土荷载) 。
本文作者曾提出过下列以稳定性计算理论为基础确定边坡和滑坡支护结构岩土荷载的方法[3,4]:通过边坡稳定性验算确定为使边坡稳定性达到要求在拟设支护结构处应对边坡提供的抗力。抗力的方向对悬臂桩、锚拉桩、重力式挡墙和锚杆挡墙可取指向坡内的桩、墙、立柱背面法向, 对系统锚杆可取指向内端的锚杆轴向。抗力的作用点对悬臂桩板、锚拉桩和重力式挡墙可根据不同类型土 (岩) 体和结构的特点按经验在半高处上下取定, 对系统锚杆可设在各个锚杆的外端。进行边坡稳定性验算时一般需要假定和调整抗力的大小, 设置支护结构后边坡的稳定系数刚好等于边坡稳定安全系数时所对应的抗力值即为所求。此抗力的反力即为边坡支护结构上的岩土荷载。边坡支护结构按此岩土荷载进行设计。
此方法的实质是将边坡支护结构上的岩土荷载取值视为边坡稳定性计算的反问题。边坡稳定系数计算是已知各种荷载 (对已有支护结构的边坡, 包括支护结构提供的抗力这种特殊的荷载) , 计算边坡稳定系数;边坡支护结构上的岩土荷载计算是已知稳定系数 (它等于安全系数) , 计算边坡支护结构上的岩土荷载。
对已有支护结构的边坡进行稳定性计算时, 将支护结构提供的抗力这种特殊的荷载计入是很自然的事[5], 刚刚发布的相关国家标准[6]就是这样计算有支护结构的边坡稳定性的。当已知稳定系数 (它等于安全系数) 而需计算边坡支护结构上的岩土荷载时, 将此问题视为边坡稳定性计算的反问题也是很自然的事。
此法能弥补以土压力理论为基础确定边坡支护结构岩土荷载方法的诸多不足 (如:当稳定系数等于1或大于1而小于安全系数时, 岩土压力为0或为负值;一律将滑面视为直线偏离实际较多也与支护前边坡稳定性计算中的滑面形态不匹配;与滑坡支挡结构荷载取值不匹配;设置支护结构后边坡安全储备情况不甚清楚, 边坡抗滑稳定安全系数对荷载取值不起作用;坡面倾斜或层面倾斜时非均质土体产生的荷载无法用朗金型或库伦型理论计算;系统锚杆支护时岩土体外侧无挡墙使岩土荷载无法用朗金型或库伦型理论计算) , 也能弥补以剩余下滑力概念为基础的滑坡支挡结构岩土荷载计算方法的诸多不足[3,4]。
作用在边坡抗地基失稳支护结构上的岩土荷载同样可以采用这种方法。具体做法是:通过与边坡地基承载力验算等效的边坡地基稳定性计算确定为使边坡地基稳定性达到要求 (即稳定系数等于1) 在拟设支护结构处应对边坡地基提供的抗力。这里的与边坡地基承载力验算等效的边坡地基稳定性计算方法就是本文第3节提出的方法。抗力的方向和作用点与本节介绍的以稳定性计算理论为基础确定边坡和滑坡支护结构岩土荷载的方法相同。进行与边坡地基承载力验算等效的边坡地基稳定性验算时一般需要假定和调整抗力的大小, 设置支护结构后边坡地基的稳定系数刚好等于边坡地基稳定安全系数 (即为1) 时所对应的抗力值即为所求。此抗力的反力即为作用在边坡地基支护结构上的岩土荷载。边坡地基支护结构按此岩土荷载进行设计。
此方法的实质是将边坡地基支护结构上的岩土荷载取值视为边坡地基稳定性计算的反问题。边坡稳定系数计算是已知各种荷载 (对已有支护结构的边坡地基, 包括支护结构提供的抗力这种特殊的荷载) , 计算边坡地基稳定系数;边坡地基支护结构上的岩土荷载计算是已知稳定系数 (它等于安全系数) , 计算边坡地基支护结构上的岩土荷载。
这种边坡地基支护结构岩土荷载计算方法, 既适用于竖向承载的边坡地基, 也适用于水平或斜向承载的边坡地基。
5 算例
关于边坡地基承载力验算及支护结构荷载计算, 本文对当前方法的分析结果及所提出的新方法对岩质边坡地基和土质边坡地基均适用。限于篇幅, 这里只举一个有外倾结构面的岩质边坡算例。
某坡顶水平的直立岩质边坡, 高度为3m, 岩体重度为23k N/m3, 顶面上有一重要建筑物条形基础, 其基底压力标准值为140k Pa, 其宽度为1m, 边坡岩体中有一外倾结构面从基础内边缘和坡底边缘通过, 其倾角为70°, 其粘聚力为100k Pa, 内摩擦角为30°。
边坡抗滑稳定性可根据下式进行计算:
式中:Fs为边坡抗滑稳定系数;θ为外倾结构面倾角;cs为外倾结构面粘聚力;φs为外倾结构面内摩擦角;G为滑体重力;L为滑面长度。
由此式算得该边坡抗滑稳定系数为2.12, 显著大于边坡抗滑稳定安全系数, 该边坡被看做普通边坡时不需要进行防止沿外倾结构面滑动的支护。
边坡地基抗滑稳定性可根据下式进行计算:
式中:F's为边坡地基抗滑稳定系数;K为地基承载安全系数, 对该边坡地基取3;其余符号同前。
由此式算得该边坡地基抗滑稳定系数为0.95, 明显小于1。该边坡地基需要进行防止沿外倾结构面滑动的支护。如果对这样的边坡地基不进行支护, 则地基承载安全度是不够的。
上述计算结果表明, 该边坡抗滑稳定性满足要求而边坡地基抗滑稳定性不满足要求。由此可见, 边坡稳定性满足要求并不意味着边坡地基承载力满足要求。
当对该边坡地基进行防止沿外倾结构面滑动的支护时, 需要计算作用在支护结构上的岩石荷载。按土压力理论计算时, 若从偏保守考虑将坡顶建筑基础底面压力视为均布连续荷载, 则主动岩石压力可按下式计算:
式中:q为坡顶均布荷载;α为坡面倾角;β为坡顶倾角;δ为岩石与挡墙背的摩擦角 (°) , 取 (0.33~0.50) φ。
又从偏保守考虑取δ=0, 由此式算得该边坡岩石压力为-154.09k N/m, 为负值, 乘以增大系数后的结果仍为负值 (且是绝对值更大的负值) 。据此结果, 将得出该边坡地基无需支护的结论。由此可见, 边坡支护结构岩土荷载取按土压力理论计算出的主动岩土压力与增大系数乘积的做法是不可行的。
采用本文提出的边坡地基支护结构岩土荷载计算方法时, 若拟对该边坡进行抗滑桩支挡, 则边坡地基包含抗力 (抗滑桩所承担荷载的反力) 在内的抗滑稳定系数计算公式为:
式中:Q为抗滑桩提供的抗力。
令F's=1, 由此式得出抗滑桩所承担荷载计算式:
由此式算得该边坡抗滑桩所承担荷载为20.44k N/m, 若抗滑桩中心距为4m, 则每桩所承担荷载为61.32k N/m。显然, 此值是刚好满足边坡地基承载安全度要求的支护结构岩石荷载。
6 结论与说明
(1) 目前的边坡地基稳定性计算未与地基承载安全系数联系起来, 实际上还是边坡稳定性计算, 不能检验支护前地基承载安全系数是否获得满足。边坡支护结构岩土荷载取按土压力理论计算出的某类岩土压力或其与修正系数乘积的做法也没有与地基承载安全系数联系起来, 不能保证支护后地基承载安全系数获得满足, 也不能保证没有支护过度。当稳定系数等于1或大于1而小于安全系数时, 因主动岩土压力为0或为负值, 乘以增大系数不起任何作用。
(2) 本文提出的与边坡地基承载力验算等效的边坡稳定性计算以及刚好满足地基承载力要求的边坡地基支护结构岩土荷载计算方法包括了边坡地基竖向承载、水平承载和斜向承载等情形。
(3) 本文提出的与边坡地基承载力验算等效的边坡地基稳定性计算方法能检验地基承载安全系数是否获得满足;本文提出的刚好满足地基承载力要求的边坡地基支护结构岩土荷载计算方法, 其实质是将边坡地基支护结构上的岩土荷载取值视为与边坡地基承载力验算等效的边坡地基稳定性计算的反问题, 因而能避免支护不足与支护过度。
(4) 当坡上有建筑物时, 应同时进行边坡稳定性计算和与边坡地基承载力验算等效的边坡地基稳定性计算。当边坡稳定性不满足要求时, 应进行边坡支护, 设计时应计算边坡支护结构岩土荷载;当边坡地基承载力不满足要求时, 应进行边坡地基支护 (即从地基角度对边坡进行支护) , 设计时应计算边坡地基支护结构岩土荷载;当边坡稳定性和边坡地基承载力均不满足要求时, 对边坡进行支护时应分别计算边坡支护结构荷载和边坡地基支护结构荷载, 使边坡稳定性和边坡地基承载力均满足要求。
(5) 本文仅讨论防止边坡地基失稳问题, 未涉及控制边坡地基变形问题。边坡地基支护结构应同时满足防止边坡地基失稳和控制边坡地基变形的要求。
参考文献
[1]中华人民共和国国家标准.建筑地基基础设计规范 (GB50007-2011) [S].北京:中国建筑工业出版社, 2012.
[2]中华人民共和国国家标准.建筑边坡工程技术规范 (GB50330-2002) [S].北京:中国建筑工业出版社, 2002.
[3]方玉树.边坡支护结构荷载取值问题研究[J].工程地质学报, 2008, (2) :190~195.
[4]钱家欢等.土工原理与计算 (第二版) [M].北京:中国水利水电出版社, 1996.
[5]方玉树.滑坡支挡结构荷载取值问题研究[J].工程地质学报, 2007, (2) :200~204.
[6]方玉树.滑坡与边坡治理工程加固的两个计算问题[J].工程勘察, 2011, (12) :11~16.
[7]中华人民共和国国家标准.建筑边坡工程鉴定与加固技术规范 (GB 50843-2013) [S].北京:中国建筑工业出版社, 2013.
地基承载力计算 篇2
关键词：地基处理;高填方路堤;桩网复合地基;土拱效应;桩土应力比
中图分类号：TU472.1 文献标识码：A
PilenetCompositeFoundationBearingMechanismandtheMethod
toCalculatethePilesoilStressRatioinHighEmbankment
YANGMinghui，YAOYi，ZHAOMinghua
（GeotechnicalEngineeringInstituteofHunanUniv，Changsha，Hunan410082，China）
Abstract：Accordingtothemechanicalcharacteristicsofpilenetcompositefoundationofhighfillsectionofsoftsoilsubgradeunderembankmentload，thispapermadeanindepthanalysisoftheloadtransfermechanismfromthetoptothebottom.Firstly，embankmentsoilwassimplifiedasaninsideandoutsidecolumn.Then，accordingtointegraldifferentialbalancebetweentheinsideandtheoutsidesoilcolumn，theheightoftheinitialplaneofequalsettlementcanbederivedandthesoilarcheffectofhighembankmentfillcanbereasonablysimulated.Secondly，whentheloadtransferstothegeotechnicalcushionlayer，thinfilmisusedtosimulatetheloaddistributionbetweenthepileandthesoil.Basedontheresultsofpreviousderivations，pilenetcompositefoundationcanbedividedintogeogrid，pileandsoilelementsbetweenthepilebodies.Thepileandthesoilbetweenthepilesweresimplifiedasanelasticsupport.Thepilesoilstressratiocalculationformulaofthehighfillsectionpilenetcompositefoundationcanbederived.Finally，thispaperstudiedthemaininfluenceparametersofthepilenetcompositefoundationpilesoilstressratiointhehighfillsection.Theresultsshowthat，withtheincreaseofembankmentheight，thepilesoilstressratiodecreases，namely，withtheincreaseoffillheightpileandsoil，theloaddistributiontendstobemoreuniform，buttheincreaseofpilespacingorthecompressionmoduluswillincreasethepilesoilstressratio.Furthermore，theincreaseofgeogridtensilestrengthwillcausetheincreaseofpilesoilstressratio，buttheinfluenceofgeogridtensilestrengthissmall.
Keywords：foundationtreatment;highfillembankment;pilenetcompositefoundation;soilarcheffect;pilesoilstressratio
桩网复合地基是近年发展起来的一种有效的高填方段软土路基加固方法[1]，其由筋材、桩和桩间土组成的一种以桩作为竖向增强体、筋材作为水平向增强体的联合型复合地基，同时具备竖向增强体复合地基与水平向增强体复合地基的加固优点，能很好地提高地基土体承载力及减小不均匀沉降.但对于高填方段，桩网复合地基工作机理更为复杂，涉及路堤填土、桩、桩间土和筋材之间相互作用，而对承载机理的研究为高填方段桩网复合地基合理设计的基础，可见，深入研究高填方段桩网复合地基的承载机理具有重要的工程意义与理论价值.
国内外学者已对桩网复合地基的变形性能和受力特征进行了相关研究.如Hewlett等[2]用室内模型试验验证了土拱的存在，并基于弹塑性理论和极限状态分析了三维土拱效应;陈云敏等[3]改进了Hewlett的极限状态分析法，但这些研究均未考虑筋材的影响;而饶卫国等[4]根据土工合成材料在上部路堤荷载下产生抛物线形挠曲变形的假定分析了拉膜效应;陈昌富等[5]综合考虑了土拱效应和拉膜效应，并引入了Winkler地基模型推导出了桩土应力比计算公式.
然而，高填方桩网复合地基中的土拱效应、拉膜效应和桩土相互作用三者并非独立存在.目前俞缙[6]、张军[7]和赵明华等[8]通过考虑三者的共同作用得到桩土应力比的计算公式，但计算方法都较为复杂.在此背景下，本文拟通过改进的桩网荷载传递模型和假定的土工合成材料变形模式，深入分析路堤土拱效应、筋材拉膜效应及桩土相互作用，并在此基础上，推导出适用于工程实际的高填方桩网复合地基的桩土应力比计算方法，以供相关工程设计参考.
1桩网复合地基荷载传递机理分析
桩网复合地基一般由水平向增强体及竖向增强体组成，二者共同作用，对地基形成双向增强作用.众多研究表明，对于路堤荷载，当路堤高度达到一定值后，将形成土拱[9].此外，由于土工垫层的存在，促进了桩间土上部荷载进一步向桩顶转移，进而使桩土差异沉降减小，这就是水平加筋体的拉膜效应，因此，在分析桩网复合地基的荷载传递时，必须合理考虑上述土拱及拉膜效应.
1.1土拱效应分析
设路堤高度为h，等沉面高度为he（h>he），以填土表面为z轴零点，向下为正，建立路堤荷载下双向复合地基的受力模型如图1所示.
为便于分析，特做如下假定：
1）路堤填料为均质各向同性的散体材料.
2）桩与桩间土均为理想的线弹性体，忽略它们的径向变形及桩与桩之间的相互影响.
将路堤填土划分为各土柱（如图2（a）所示）.在等沉面以下，任取某土柱（高度为he，宽度为桩径d）设为内土柱，则其与外土柱由于差异沉降在界面必存在一定摩阻力.假设该侧摩阻力在桩顶与等沉面高度范围内呈线性分布[10]，则距离路堤填土表面z处内土柱侧摩阻力τ可按下式计算：
τ=0，0≤z≤h-he;
（z-h+he）fKaσpo/he，h-he≤z≤h.（1）
式中：f为内外土柱界面摩擦系数，f=tanφ;Ka为土压力系数，Ka=tan2（45°-φ/2）;φ为路堤填土内摩擦角;σpo为内土柱在网面处的平均竖向应力，kPa.
若在内土柱z深度处取一微元段dz进行受力分析（如图2（b）所示），根据竖向受力平衡条件，可得微段内土柱的受力平衡方程为：
Apσpt+γApdz+τπddz=Apσpt+Apdσpt.（2）
式中：Ap为桩体截面积，Ap=πd2/4（d为桩体直径），m2;σpt为内土柱在距离填土表面深度z处的平均竖向应力，kPa;γ为填土重度，kN/m3.
求解式（2）可得：
σpt=γz+2fKaσpodhe[z2-2（h-he）z]+C.（3）
式中：C为待定参数.考虑到填土表面至等沉面范围内（0≤z≤h-he），由于无差异沉降，内土柱与外土柱界面不存在摩阻力，则这两部分填土受到的垂直应力均为γz，即z=h-he时，有σpt=γ（h-he），代入式（3）可知：
σpt=γz+2fKaσpodhe[z2-2（h-he）z+
（h-he）2].（4）
对式（4）令z=h，可得内土柱在土工膜上表面处的平均竖向应力为：
σpo=dd-2fheKaγh.（5）
再对内土柱与外土柱的联合土柱进行整体分析，如图3所示.其中外土柱直径de为桩体的影响直径，此时内外土柱之间的摩擦力为内力，可不予考虑.由此建立联合土柱竖向平衡方程：
Aeγz=Apσpt+（Ae-Ap）σst.（6）
式中：Ae为桩体等效作用面积（Ae=πde2/4），m2;de为桩体的影响直径，m;当按照等边三角形布置桩时，de=1.05l;当正方形布置桩时，de=1.128l;σst为外土柱在距离填土表面深度z处平均竖向应力，kPa.
令m=Ap/Ae，则由式（6）可得任意截面z处的外土柱平均竖向应力：
σst=γz-mσpt1-m，h-he≤z≤h.（7）
令z=h，则由式（5）和式（7）可得土工格栅上表面处外土柱的平均竖向应力为：
σso=γh1-m（1-mdd-2fheKa）.（8）
由作用力与反作用力可知，内土柱受到外土柱的向下拖拽力产生压缩变形，则外土柱受到内土柱向上提升力产生拉伸变形，且路堤等沉面填土高度he内的内外土柱的压缩变形与拉伸变形之和应等于桩土差异沉降：
Δs=∫hh-heσpt-γzEcdz+∫hh-heγz-σstEsdz.（9）
式中：Δs为路堤底面处桩土最大差异沉降，m;Ec为路堤填土拉伸模量，kPa;Es为路堤填土压缩模量，kPa.填土的拉伸模量对应卸载回弹变形，通常Es≥Ec.为便于计算，取Es=Ec=E.
由式（4），式（7）和式（9）可得关于路堤等沉面填土高度he的隐性方程：
Δs=∫hh-he2fKaσpo[z2-2（h-he）z+（h-he）2]E（1-m）dhedz=
2fKah2eσpo3dE（1-m）=2fKah2e3E（1-m）（d-2fheKa）γh.（10）
若桩土差异沉降Δs已知，则由式（10）可得等沉面高度为：
he=3（1-m）EΔs2γh（1+2γhd3（1-m）EΔsfKa-1）.（11）
1.2土工格栅拉膜效应分析
由以上分析可知，等沉面高度计算关键在于求解桩土差异沉降Δs.而当荷载传递至土工格栅时，土工格栅在路堤荷载作用下将会产生向下弹性变形，显然，其最大扰度即为桩土最大差异沉降Δs.
建立土工格栅受力模型如图4所示，其在路堤荷载作用下形成拉膜效应[10].其中桩间距为sd，且格栅变形满足圆弧形[11]，最大变形为Δs，令，由几何关系可得格栅变形后的长度lm为：
sinθ=4β/（1+4β2）;（12）
lm=（sd-d）/2β（1+4β2）arctan（2β）.（13）
式中：β=Δs/（sd-d）.一般地，β值很小，可取arctan（2β）=2β，则由式（13）可知格栅的应变ε为：
ε=4Δs2/（sd-d）2.（14）
根据其应力应变关系，可得桩边缘处土工格栅的张拉应力为：
T=Egε=4Δs2（sd-d）2Eg.（15）
式中：Eg为土工格栅的抗拉模量，kN/m.
分析土工格栅下桩土相互作用，仍取单个桩体与其影响范围内土体形成同心圆柱体作为典型单元体进行分析（如图3（a）所示）.采用文献[12]中桩土加固区桩周土的典型位移模式：
ws=wp+αc（1-zzm）ra-eβc（ra-1）.（16）
式中：ws为桩间土位移，m;wp为桩体的位移，m;zm为中性点处的深度，m;αc和βc为待定参数.
由于不考虑径向位移，由式（16）对r求偏导数，可得土单元的剪应变：
γs=wsr=αca（1-zzm）1-βceβc（ra-1）.（17）
它与土的剪切模量之积为土单元的剪应力：
τs=Gsγs=
E0αc2a（1+μs）（1-zzm）1-βceβc（ra-1）.（18）
式中：E0，μs分别为桩间土的变形模量与泊松比.对于任意的z，当r=b时，τs=0，则
1-βceβc（ba-1）=0.（19）
由式（18）可得在z=0处桩侧剪应力（摩阻力）：
τsa0=E0αc2a（1+μs）（1-βc）.（20）
假设桩顶处桩侧摩阻力达到了某极限值的某一水平R（R的取值根据工程具体情况确定，当地基土为软土时，其不排水抗剪强度较小，可认为桩顶处桩侧摩阻力达到最大值，即取R=1），即当z=0时，τsαo=Rτf，则
E0αc2a（1+μs）（1-βc）=Rτf.（21）
联立式（19）和式（21）即可求得αc和βc，代入式（16），令z=0，r=b即可求得桩顶表面处桩土差异沉降：
Δs=ws-wp=αcba-eβc（ba-1）.（22）
2桩土应力比的求解
将式（22）求得的桩土差异沉降Δs代入式（11）即可求得等沉面高度he，再代入式（15）即可求得土工格栅的张拉应力T.然后将求得等沉面高度he代入式（5）和式（8）即可求得土工格栅上表面处桩上平均应力σpo和土上平均应力σso.
考虑桩顶部分的格栅受力（如图4（b）所示），对桩顶部分的格栅进行受力分析，由竖向平衡条件可得：
Apσp=Apσpo+πdTsinθ.
即σp=σpo+4dTsinθ.（23）
同理可得：
σs=σso-4m（1-m）dTsinθ.（24）
式中：σp为土工格栅下桩顶面的平均竖向应力，kPa;σs为土工格栅桩间土顶面的平均竖向应力，kPa.然后将σpo，σso，T和sinθ代入式（23）和式（24）即可求得桩顶平均竖向应力σp和σs，进而可求得桩土应力比n=σp/σs.
n=σpσs=σpo+4dTsinθσso-4m（1-m）dTsinθ=
（1-m）4Tsinθ（d-2fheKa）+γhd2γdh（d-2fheKa-md）-4mdTsinθ（d-2fheKa）.（25）
由式（25）可知，高填方段桩土应力比与填土重度γ与高度h，填土的压缩模量Es，填土的内摩擦角φ，桩体直径d，相邻桩体轴心距Sd，置换率m，桩顶摩阻力发挥系数R，桩间土变形模量E0等参数有关.
3工程案例分析
3.1工程案例1
杭州市绕城高速公路（北线）桥头深厚软基处理工程试验段（K28+730～K28+870）[13]主要地层为粉质黏土（厚1.4～1.6m）、淤泥（厚5.0～7.0m）和粉质黏土（厚5.1～6.4m）.采用桩网复合地基加固路基，桩径为500mm，三角形布置，桩间距1.3m，桩顶设有砂垫层和土工格栅.根据室内外试验结果并参照文献[12]，取填土内摩擦角φ=30°，填土压缩模量Es=15MPa，填土重度γ=20kN/m3，桩间土变形模量Eo=2.7MPa，路堤高度h=5.18m，土工格栅的抗拉模量Eg=500kN/m，参照文献[14]，取桩顶摩阻力发挥系数R=1，桩侧极限摩阻力τf=20kPa，参照土体泊松比的取值范围取桩间土的泊松比μs=0.4.利用本文推导的新公式计算的桩土应力比与实测值进行对比，计算结果见表1.从表1可以看出，本文计算结果与实测值相比文献[6]更为接近.
3.2工程案例2
地基承载力计算 篇3
地基承载力是土力学的三大经典问题之一。天然地基承载力是岩土工程勘察文件中不可缺少的一个内容, 也是天然地基浅基础设计的基本依据。地基极限承载力是指地基剪切破坏发展到即将失稳时所能承受的极限荷载。现行规范多是采用了容许承载力设计方法, 为数不多的几本规范采用地基极限承载力。地基极限承载力可以通过平板载荷试验测定, 还可以用半经验半理论公式计算, 这些公式都是在刚塑体的极限平衡理论基础上解得的, 在国外用得非常普遍, 在我国也已为一些规范所采用[1]。但是在公式的适应性方面的试验资料不足, 公式本身的可靠性也有待验证。上海地区是典型的软土地区, 土体抗剪强度低, 地基承载力低, 含水量大, 地基的沉降量大。地基承载力计算方法的合理确定, 对工程的经济性和安全性影响极大。因此, 本文选取上海地区表土层11个场地的平板载荷试验的资料, 探讨了汉森公式计算的天然地基极限承载力在上海地区的适应性及相应的安全水准, 为上海地基基础设计规范修订提供了理论参考。
1 理论计算公式的选取
传统的地基极限承载力的理论在世界各国学者的共同努力下, 发展日趋成熟。在20世纪40年代以前, 各国学者提出的地基承载力公式都是假定土是无重量的。1857年, Rankine最早提出了地基极限承载力的计算公式;1920年, Prandtl根据塑性理论, 推导出了刚性基础压入无重量土中滑动面的形状及其相应的极限承载力公式;1924年, Reissner在Prandtl的基础上把基础两侧埋深内的土重用均布超载来代替, 得出了改进的极限承载力公式。为了弥补假定土无重量这一缺陷, 20世纪40年代, Terzaghi根据Prandtl原理, 提出了考虑土重量的地基极限承载力公式;20世纪50年代, Meyerhof提出考虑基底以上两侧土体抗剪强度影响的地基极限承载力公式;20世纪60年代, Hansen提出了中心倾斜荷载并考虑偏心及倾斜、基础形状及埋置深度和地下水的影响。由此可以看出, Hansen公式考虑承载力的影响因素还是很全面的。
Hansen公式的适应性比较广泛, 从原则上说可以适用于任何土类, 在国内外的许多设计规范中被推荐[2]。《上海市地基基础规范》 (DGJ08-11-99) 中就运用Hansen公式对一些试验资料进行理论计算, 其计算的结果与试验结果有比较好的一致性, 说明Hansen公式可以用于计算上海浅层土的极限承载力。但是由于上次试验的年代久远, 无法判断各实验所附的抗剪强度指标是否都经过处理, 但有些试验的粘聚力确实明显偏高[2]。
为了弥补上次修编第一性试验资料的不足, 完善上海地区天然地基极限承载力的理论体系。本次试验选取了上海市比较具有代表性的②层褐黄色粉质粘土层和②3浅层砂性土层进行了天然地基的平板载荷试验测试。在开挖试坑时, 试坑的平面尺寸不小于3倍板宽, 挖去填土见老土后再挖0.2m, 加以平整即为试验标高。因此根据实验条件, 对比分析计算时, 不考虑基础埋深对试验的影响。
理论计算公式的表达式:
式中:Fu——地基极限承载力 (kPa) ;c——基础底面以下地基土的粘聚力 (kPa) ;γ——基础底面以下地基土的天然重度 (kN/m3) ;B——基础宽度 (m) ;D——基础埋置深度, 本试验取D=0m。
上式中, Nq、Nγ、Nc为承载力系数, 其中:
式中:ζc、ζγ为基础形状修正系数, 其中:
矩形:ζc=1.0+0.2b/l
ζγ=1.0-0.4b/l
条形:ζc、ζγ均为1.0。
承载力系数和基础形状修正系数本身经过了一定的变化过程, (1) 式是以Hansen的地基极限承载力理论公式为基础, 结合本次试验的具体情况, 承载力系数和基础形状修正系数采用了Hansen在后期建议的计算公式。在理论上更具有适用性。
2 Hansen公式的校核
2.1 试验概述
本文选取了上海市比较具有代表性的②层褐黄色粉质粘土层和浅层砂性土②3层的天然地基的平板载荷试验测试的资料。共11个场地, 38个试验点。为确定上海市的地基极限承载力提供试验依据。从试验报告看出, 试验的极限承载力大部分是按照累计沉降量为7%的压板宽度所对应的荷载来控制。本次试验大部分场地是专门在载荷试验点附近取土样进行室内试验, 所获取的试验结果有很高的参考价值。②层褐黄色粉质粘土层的测定共26个试验点, ②3浅层砂性土层的测定共12个试验点。
本次试验结果表明②层褐黄色粉质粘土层的地基极限承载力均值为240kPa, 最大值为319kPa, 最小值199kPa;②3浅层砂性土地基极限承载力均值为250kPa, 最大值为280kPa, 最小值207kPa。所有试验点中, 最大值为319kPa, 最小值199kPa, 均出现在②层褐黄色粉质粘土层中。
其中②层褐黄色粉质粘土层的c、φ的均值为22kPa和17°, 变异系数均在0.2左右;浅层砂性土的c、φ的均值为8kPa和29°, 变异系数较小, φ值都集中在29°附近。
2.2 抗剪强度指标的选用
根据本次规范收集的载荷试验资料, 采用直剪固快的峰值强度指标代入Hansen公式, 计算结果远大于试验值。为此采用直剪固快强度指标的不同值反复试算。试算结果见图1, 其中Fu1为8折强度指标计算值, Fu2为9折强度指标计算值。
从计算结果上看, 取直剪固快峰值强度的8折值计算得到的极限承载力Fu1比试验值pu略小, 粉性土的情况更为突出;取峰值强度9折值计算得到的极限承载力Fu2比试验值pu稍大。图中还可以看到, 对于φ<20°, 取直剪固快峰值强度的8折值进行计算更接近试验结果;对于φ≥20°时, 取直剪固快峰值强度的9折值进行计算更接近试验结果。
考虑到计算的统一性, 并且按载荷试验结果校核Hansen公式时尚未考虑基础埋深项, 为了在实际工程计算时结果更为合理, 初步考虑按峰值强度的8折值计算天然地基极限承载力, 并对计算结果适当修正。
2.3 极限承载力的计算与修正
对上述38个试验点天然地基极限承载力试验值与采用Hansen公式计算值Fu1 (强度指标按直剪固快8折强度) 之比的散点图如图2所示。
图2中pu/Fu1随φ的变化呈较好的规律性。据图2对极限承载力计算值进行修正, 修正后的极限承载力计算值Fu初步考虑为:
Fu=ψFu1, 其中
根据上述修正方法对38个试验点进行计算, 修正后的极限承载力计算值如图3所示。
修正后的极限承载力主要分布在116～294kPa之间, 均值为205kPa, 比载荷板试验结果略低, 试验值与计算值之比大体为0.93～1.72, 均值为1.20。
根据概率论的基本原理, 当假定地基极限承载力试验值、修正后的地基极限承载力计算值的概率分布均服从正态分布时, 二者的比值也必然服从正态分布, 可求得该比值相应的保证率为86.7%, 即有86.7%的概率保证修正后地基极限承载力计算值比试验值低。因此, 修正后的计算值是偏安全的。
2.4 安全度校核
在上海地区有长期使用的临塑荷载公式确定地基容许承载力的经验, 这个经验可以作为校核安全系数的基础[3]。通过上海市《地基基础设计规范》 (DBJ08-11-89) 给出的 容许承载力公式, 我们求得地基容许承载力f0, 通过Fu/f0来校核公式 (1) 的安全度。
式中:f0——地基土容许承载力 (kPa) ;γD——基础底面以上土的加权平均重度 (kN/m3) ;D——基础埋置深度 (m) 。ND、Nc——承载力系数, 其中:
将公式 (1) 计算的极限承载力Fu与由 (2) 式计算的容许承载力f0进行比较, 得出安全系数K, 由图4可以看出:粉质粘土的比值大部分在2.5～3.5之间, 而浅层砂性土的比值则偏大很多。由于采用平板载荷试验结果, 试验假定是埋深等于零的, 所以只能用该公式的后面一项来进行校核。临塑公式不适用于砂性土, 导致计算的安全系数偏大。
2.5 公式的进一步讨论
(1) 考虑软弱下卧层的影响
从勘察报告中得到的信息, 个别场地的持力层较薄, 需要考虑软弱下卧层, 即采用双层地基计算, 采用上海市标准《地基基础设计规范》 (DBJ08-11-99) [2]推荐的平均强度指标法进行计算。例如场地4中的1、3、5点, 这些点试验所用的载荷板尺寸1.5m×1.5m, 持力层厚度为1m。考虑软弱下卧层的计算对比见表1。表中c、φ为不考虑软弱下卧层的强度指标,
由表1可以看出, 考虑了下卧层的影响, 承载力的下降程度是很明显的, 达34%。因此, 对于上海地区, 在计算地基承载力时, 要慎重考虑下卧层的影响。
(2) Nq系数
如前所述, 在按载荷试验结果校核Hansen公式时难以考虑基础埋深项。为了对Hansen公式的深度修正系数进行校验, 实际试验时通过在试验板周围设置一定范围的超载进行考虑。除已收集的一个工程资料外, 本次进行了两个场地的对比试验, 均在同一场地的相邻位置分别进行无超载和超载1m时极限承载力对比试验。试验情况如表2所示。
虽然本次试验场地较少, 试验结果也受各方面因素影响。但从试验结果可以看出, Nq的数值是非常小的, 与理论公式计算的结果差距较大。主要原因在于试验现场采用超载模拟基础埋置深度项有很大的近似性, 试验时的超载无论是在平面设置的范围、密实性等方面都存在较大的局限, 这导致了试验反算的Nq值远小于理论计算的值。但也看出Hansen公式承载力系数Nq表达式对于上海地区的适用性还需要进一步积累相关经验进行研究。
3 结论
本文通过对天然地基平板载荷试验结果的分析, 表明汉森极限承载力公式在上海地区具有较好的适应性。研究表明上海地区运用汉森公式计算地基极限承载力时, 采用直剪固结快剪试验强度指标8折值, 并引入地基承载力修正系数ψ, 计算值与试验值较吻合, 并具有相当的保证率。
当持力层较薄时, 考虑下卧层的影响是必要的, 建议按规范推荐的平均强度指标法计算。对Nq系数做了初步探讨, 试验值远小于理论值。Hansen公式承载力系数Nq表达式对于上海地区的适用性还需要进一步积累相关经验进行研究。
摘要：以上海地区38组平板载荷试验的资料为基础, 探讨了汉森 (Hansen) 公式计算上海地区天然地基极限承载力的适用性。通过对原始数据进行计算分析, 并结合上海地区以往的工程经验, 对采用汉森公式计算地基极限承载力的安全度进行分析。结果表明采用直剪固结快剪试验峰值强度的8折值计算极限承载力, 并引入地基承载力修正系数ψ, 理论公式计算结果与载荷试验结果一致性较好。并且进一步讨论了下卧层及超载对公式的影响。研究成果为上海地基基础设计规范修订提供了参考。
关键词：天然地基,极限承载力,安全度,适应性
参考文献
[1]高大钊, 黄绍铭.软土地基与地下工程[M].北京:中国建筑工业出版社, 2005.
[2]中华人民共和国地方标准.上海市地基基础设计规范 (DGJ08-11-1999) [S].上海:上海市工程建设标准化办公室, 1999.
[3]中华人民共和国地方标准.上海市地基基础设计规范 (DGJ08-11-1989) [S].上海:上海市工程建设标准化办公室, 1989.
[4]毛群芳, 徐四一.对天然地基承载力计算公式的理解和应用[J].上海地质, 2003, (3) .
[5]熊启东.上海地区地基承载力的可靠度分析及分项系数研究[D].上海:同济大学地下结构工程系, 1998.
地基承载力计算 篇4
关键词:吹填土 软基处理 地基承载力
中图分类号:TU4文献标识码:A文章编号:1674-098X(2012)04(a)-0132-02
1 引言
某工程是以吹填为主要方式填高场地至规划标高,以满足用地功能要求,使其纳入城市开发建设之中。吹填及软基处理工程采用“低位真空预壓软土地基加固法”进行吹填土的软基处理,该技术采用吹填泥作为密封层,排水系统为水平管网与垂直塑料排水板组成立体排水结构,加压系统采用水气分离的造压方式,通过管道直接传递负压,利用低位真空系统抽真空使得在泥封层下长期保持80～90kPa的真空负压,在真空负压引起的吸力和泥封层引起的附加预压荷载的联合作用下使软土中的大部分孔隙水较快的通过塑料排水板、水平滤管网排出,从而使软土发生压缩固结,同时泥封层也逐渐完成自身的固结,达到加固地基和抬高地面的两大目的。
2 场地工程地质条件
2.1 吹填前场地浅部地层情况
根据勘察报告显示,吹填前场地浅部地层结构较为简单,勘察范围内自上而下共分为4个工程地质层、2个亚层,简述如下:②粘土。灰黄色;软塑～可塑状,中～高压缩性,含铁锰质斑点、半碳化物。主要分布于道路堤岸地段,直接出露于地表,沟岔、养殖塘地段基本缺失,层厚1.10～2.40m,其承载力相对较高,为70～90kPa。③1含细砂淤泥。灰色、青灰色,流塑状,中～高压缩性,强度受淤泥控制;细细砂含量一般为10%～30%,呈薄层状、团块状分布,土质很不均匀,局部细砂较富集,含量可达40%以上,夹少量贝壳碎片;全场均有分布,沟叉、养殖塘内直接出露,层顶埋深0～2.40m,层厚3.70～11.50m,全场分布;该层土质软弱,其承载力在43kPa～50kPa。③2淤泥。灰色、青灰色,呈流塑,高压缩性;局部含少量粉细砂,夹贝壳碎片。全场均有分布,层顶埋深4.90～13.20m,层厚8.50～20.40m,全场均有分布;该层土质较软弱,承载力在50～65kPa。④淤泥质粘土。灰色,流塑～软塑状,高压缩性。含少量贝壳碎屑、半炭化物和粉细砂,局部粉细砂含量稍高;层顶埋深23.00～30.00m,层厚2.10～13.90m,全场均有分布;该层土质较软弱,其承载力在60～80kPa。
2.2 吹填后测试深度范围内的工程地质情况
本次测试深度6.00m,依据本次测试的钻探取芯成果,在测试深度范围内,土层如下:①吹填土。为吹填土,灰色;含少量腐殖质及粉砂,土试成果具淤泥质土特性,由于受地表各因素影响,该层性质在垂直方向均匀性很差,在水平方向上呈现层状性状;层厚1.10～2.80m,根据外业取芯情况,现将该层细分为以下两个亚层。①1吹填土。灰色,浅灰色;其厚度相当于设计方案中的泥封层,受地表居多因素影响,土质条件呈现硬壳层粘性土特性,龟裂严重,裂缝深度20～50cm,裂缝宽度一般在5～10cm,受雨水浸泡后强度有一定程度的软化,层厚0.40～0.70m。①2吹填土。灰色,浅灰色;其厚度相当于设计方案中的底泥层;受地表因素影响程度较小,土质条件呈现淤泥、淤泥质土特性特性,与其上亚层呈一定的过渡关系,层厚0.60～2.20m。②粘土。灰黄色;软塑～可塑状,中～高压缩性,含铁锰质斑点、半碳化物。主要分布于吹填前原始堤岸地段,层厚1.10～2.40m。③1含粉砂淤泥。灰色、青灰色,流塑状,局部软塑状,高压缩性,强度受淤泥控制;粉细砂含量一般为10～20%,呈薄层状分布,土质不均匀,局部砂较富集,含量可达40%以上,夹贝壳碎片;部分土样土工试验数据显示为粘质粉土;全场均有分布,揭露厚度2.80～4.50m。
3 地基处理方案说明
加固工程共分45个加固单元,加固单元面积一般不超过20000㎡,由于吹填淤泥的承载力极低,先铺设一层200g/㎡的土工布,再在其上铺设一层竹篱笆后进行人工打插排水板,排水板采用SPB-A型,正三角形布设,陆域部分板间距1.25m,路基上部区域板间距0.9m,排水板平均插设深度1.78m;水平管网系统主要由水平干管和支管组成,干管为φ110的PVC排水管,通过胶管与集水井密封连接,支管为φ60的PVC纹盲管,垂直干管分布于干管两侧,支管与干管相嵌接,同时要求每个真空预压分区内铺设的支管水平高差不大于10cm;真空集水井采用预制钢结构,修建在每个加固单元宽边的中部靠近围堰位置,机泵采用5.5kW的往复式真空泵和2.2kW的油浸式潜水泵,每个真空集水井均配备2台真空泵和1台潜水泵。地基处理后,工程竣工验收时地基承载力特征值要求0.00～1.50m深度内fak≥50kPa。
4 地基承载力检验工作
4.1 检验方案
4.1.1 土工试验。对0.00～1.50m采用现场取土样进行室内土工试验，取土点按75m×75m的网格布置，本次共布置取土孔45只，每个取土点采取原状土样3组，取土深度分别为0.30m、0.90m、1.50m，同时应保证样品在垂直方向的连续性；要求进行天然含水量、密度、比重、界限含水量、压缩、直剪固快试验。
4.1.2 载荷试验。采用浅层平板载荷试验确定地基承载力,载荷试验钢质载荷板置于地表,载荷板面积0.5㎡,按规范要求,试验前将龟裂缝中填满中砂,并采用中砂找平,砂垫层厚度在10～20mm,砂垫层每边超出载荷板宽度10～20cm,共布置平板载荷试验受检点13个,编号为ZH1～ZH13。
4.2 计算方法
通过土工试验结果分别采用土工试验物理指标按《港口工程地质勘察规范》(JTJ240-97)查表和按《工程地质手册》(第四版)临塑状态计算公式计算地基承载力特征值。
4.2.1 根据含水量、塑性指数查表得到地基承载力。根据含水量及塑性指数查《港口工程地质勘察规范》(JGJ240-97)表C.0.7.1得到淤泥、淤泥质粘土地基容许承载力,规范表格如表1。[1]
4.2.2 按临塑压力值计算地基承载力。根据《工程地质手册》(第四版),假设基础受中心荷载,将地基土刚开始出现剪切破坏时的临界压力,作为地基承载力值,按下列公式计算:[2]
fcr==Mdγmd+ Mcck
式中:fcr—— 临塑压力(kPa);
γm—— 基础底面以上土的加权平均重度,地下水位以下取有效重度(kN/m3);
d—— 基础埋置深度;
ck—— 基础下一倍基础宽度范围内的粘聚力标准值(kPa);
φk—— 基础下一倍基础宽度范围内的内摩擦角标准值(°);
Md、Mc—— 承载力系数,可根据φk值分别按下式计算;
Md=Mc=
4.3 试验结果
4.3.1 土工试验统计结果。单孔按不同方法得到的承载力值及代表值见表2,单孔地基承载力代表值各区段统计表见表3:
4.3.2 载荷试验统计结果。根据浅层平板载荷试验确定13个受检点地基土承载力特征值fa,如表4。
从上表结果判断,在13个受检点中,地基承载力特征值最大值75kPa,最小值55kPa,平均值68.5kPa,极差为20kPa,极差小于平均值的30%,取平均值68.5kPa作为浅部0.00～1.50m地基承载力特征值。
5 结论
计算结果显示采用《港口工程地质勘察规范》按土样的含水量内插确定地基土承载力普遍较采用《工程地质手册》中临塑压力公式计算的承载力数值大,且上部地基土在水平、垂直方向上均匀性均较差,表现在上部0.40～0.70m土质较好但龟裂严重,空隙率大,下部至吹填前地面土质呈淤泥性状,软弱,含水量较高,压缩性高,在表部受荷作用下,其短期变形及长期变形均将较大。
承载力数据显示,场地土经塑料排水板真空预压处理后,至本次检验时,检验范围内各土层物理力学性质和承载力均有了不同程度提高。但其本质上尚为软土,其承载能力有限、压缩性大,尚有部分地段地基承载力小于要求的承载力值,必要时,可采取深翻或加入固化剂等地基处理措施,改善其地基承载力。
参考文献
[1] JTJ240-97．港口工程地质勘察规范[s]．北京:人民交通出版社．1997．P63
浅析复杂地基中桩基承载机理计算 篇5
1. 基于弹性理论法改进的广义弹性理论法分析
弹性理论法在计算过程中如果不考虑土界面和桩的滑移, 计算出的结果只能求取桩顶荷载沉降数据的初始段, 同时所获取的初始段桩顶荷载沉降曲线准确度也十分有限, 如果弹性理论法在计算过程中考虑土界面和桩的滑移, 这样很难通过计算得出桩端所产生的塑性沉降非线性性状。结合传递函数算法可以将桩与土相对滑移的关系充分考虑进去, 而且传递函数算法对非线性性状计算有着良好的基础, 这样可以更加合理的计算出桩顶荷载沉降的准确数据。弹性理论法在计算桩侧某点土位移数据时, 计算所得出的桩侧土位移数据可靠性与准确性得不到保障, 所以可以基于压缩模量构建出计算地基沉降量的“侧限压缩层”模型, 其主要要求是将桩基所处位置的不排水变形量转化为压缩模量, 这样通过计算可以有效模拟出桩在长期荷载下的性状。弹性理论法结合镜像法可以充分考虑持力层对桩土位移产生的消减作用, 这样在计算中可以充分考虑端承型桩在使用中所产生的非线性位移, 经过计算所求取的单桩荷载沉降数据可靠性与准确性得到有效保障, 同时也可以减少静载荷试验因抽样率低导致的极限状况不准确现象发生。
2. 理论模型简介
2.1 桩计算模型设计
单桩计算模型在设计过程中要讲桩假设为一维线弹性直杆, 然后按照桩侧阻力线性分布与土的分层厚度将桩化为多个单元, 同时按照沿桩轴土厚度将单桩所承受的平均摩擦力化为多个单元, 将沿桩轴分层土中点部分处设为一维线弹性直杆的单元节点, 则节点位移沿轴向线性变化受单元节点与桩身长度影响, 所以桩与土界面相对滑移为桩身质点位移与节点处位移的差值。如果在计算过程中桩顶与桩端处之间的土层厚度相对较小, 可以认定桩顶荷载直接作用到初始单元节点上, 同时也可以认定桩端阻力直接作用到上一个单元节点上, 然后根据桩身质点位移与节点处位移的差值计算得出桩土的相对滑移。这种桩计算方法可以有效计算出桩与土界面之间的相对滑移数据, 同时所求取数据在准确性与可靠性上都能得到有效保障。
2.2 地基模型与土位移方程
为了方便地基模型与土位移方程的计算, 本文将桩土界面相对滑移设定为δ, 将沿桩轴分层图厚度设定为ι, 将桩侧某点设定为i, 将桩侧摩擦阻力设定τ, 为将土变形模量设定为E, 将泊松比设定为V, 将土层压缩量设定为ΔS, 然后根据以上设定进行地基模型与土位移方程设计。首先要根据土层压缩量、桩杆单元节点长度运用科学算法计算出结点处土位移数值, 其中土层压缩量是桩端到刚性层顶面中持力层的压缩量, 所以可以通过该层顶面位移与底面位移之间的差值计算出持力层压缩量, 所以根据这一理论特性可以将设定公式为:ΔSi=SiT-Sib (SiT为顶面位移, Sib为底面位移) 。根据上述理论分析、数值拟合分析结合公式可以将桩身结点的桩土位移方程设定为:{δs}=1/2[D][Iz]{τ}, 这种线性变形模型不适用端承型单桩, 其主要原因是坚硬持力层在地基中会对穿越层变形状态与应力产生一定的影响, 可以利用镜像法对桩端持力层使穿越层土位移减少进行充分考虑, 这样才能确保复杂地基中桩基承载机理整个计算过程的准确性, 同时也能有效确保所求取的结果具有较高的可靠性, 所以理论分析法与数值拟合分析法有效结合, 可以更好的计算出桩与土界面之间的相对位移数据。
2.3 函数传递法计算设计
针对桩侧和桩端土对桩产生的作用力计算, 可以根据单元中点与桩端处设置的非线性弹簧进行计算, 桩侧非线性弹簧的摩阻力在计算过程中, 是桩土相对滑移量与单元长度的乘积, 桩端非线性弹簧中的应力可以通过桩端下沉量与形函数阵的乘积算取, 这样可以实现通过函数传递法计算出桩侧和桩端土对桩所产生的作用力。桩侧和桩端土阻力模型有很多种构建方式, 但本文所阐述的这种相对较为简捷, 同时经过计算所获取的作用力数值可靠性与准确性也能得到保障, 这对复杂地基中桩基承载机理计算有着重要意义, 所以基于广义弹性理论法所求取得结果参数更加可靠, 同时所求取得极限承载力参数与沉降量参数也十分精准。
结束语
基于弹性理论法而成的广义弹性理论法在实际应用中, 完全弥补了弹性理论法与传递函数法在使用中的缺点, 所以基于广义弹性理论法进行复杂地基中桩基承载机理进行计算, 在求出极限承载力的同时也可以计算出可靠的桩顶沉降量, 对指导桩基工程提高设计质量与施工质量有着重要的现实意义。
摘要：复杂地基中桩基承载机理通过科学的计算, 可以确定复杂地基中桩基的单桩承载性能, 从而使复杂地基整体承载性能可以满足现代工程标准要求, 对提高现代工程地基质量与整体工程质量有着重要的作用。复杂地基中桩基承载机理与承载力、沉降有着直接关系, 但目前复杂地基中桩基承载机理计算只能求出极限承载力, 而缺乏对复杂地基中桩基承载机理沉降量的有效计算, 所以基于弹性理论法进行复杂地基中桩基承载机理进行计算, 又可以有效计算出可靠的桩顶沉降量。本文就广义弹性理论法对复杂地基中桩基承载机理计算进行设计, 探讨基于广义弹性理论法的单桩计算思路与方法。
关键词：复杂地基中桩基,承载机理,广义弹性理论法
参考文献
[1]郑俊杰, 袁内镇.多元复合地基的承载力计算及检测方法.岩石力学与工程学报, 2001.
[2]李素华, 周健, 杨位洸.复杂地基中桩基承载机理计算研究.岩石力学与工程学报, 2005.
地基承载力计算 篇6
关键词：CFG桩,复合地基,JCCAD,沉降
1 引言
当天然地基土质较差时, 高层结构的地基承载力及沉降很难满足设计要求, 此时常常进行地基处理, CFG桩复合地基是一种常用的地基处理手段, 适用于处理杂填土、新近沉积土等承载力较低、压缩模量较小的土, 在工程中已有广泛应用。但CFG桩复合地基承载力及沉降计算与天然地基有所不同, 本文结合规范对其计算要点及注意事项进行了总结。目前设计院普遍采用JCCAD进行地基基础设计, 在使用JCCAD进行CFG桩复合地基计算时, 必须以规范为依据, 正确设置计算参数, 才能得出准确计算结果。本文通过某一实际高层剪力墙结构, 并详细介绍了CFG桩复合地基计算在JCCAD的实现。
2 工程实例概况
该工程位于河北省香河县, 剪力墙结构, 地上28层, 地下2层, 结构高度78.4m, 长62.26m, 宽15.6m, 采用平板式筏板基础, 筏板厚900mm, 标准层结构平面图见图1。该剪力墙结构地下2~4层剪力墙厚为250mm、200mm, 5~28层剪力墙厚200mm、180mm, 地下2~8层剪力墙混凝土强度等级为C40, 8~28层为C35。该工程设计使用年限50a, 建筑结构安全等级为二级, 建筑抗震设防分类为丙类, 设计地震分组为第一组, 抗震设防烈度为8度 (0.2g) , 场地类别为Ⅲ类, 地基基础设计等级为乙级。
经地勘单位现场勘查, 场地土层分布及其物理力学参数情况如表1所示。基础底面位于第4层粉质黏土层, 该土层承载力特征值为100k Pa, 地基承载力不满足要求。根据当地经验, 本工程采用了CFG桩复合地基方案, 共布置CFG桩383根, 设计桩径400mm, 有效桩长22m, 混凝土强度等级C25, 桩间距在1 500mm左右, 采用长螺旋钻成孔管内泵压混合料灌注成桩, 单桩承载力特征值为780k N, 褥垫层厚度200mm, 采用碎石或级配砂石, 碎石最大粒径不宜大于30mm。要求处理后复合地基承载力特征值 (未经修正) 为390k Pa, 结构整体倾斜值小于0.0025, 考虑到地下管线的变形要求, 提出最终沉降量不大于60mm。
3 CFG桩复合地基承载力及沉降计算要点
我国规范明确规定, 复合地基设计应满足建筑物承载力和变形要求。
3.1 CFG桩复合地基地基承载力计算
应对轴心荷载和偏心荷载下的地基承载力分别进行验算, 具体公式见《建筑地基基础设计规范》[1]公式5.2.1当轴心荷载作用时, 应特别注意: (1) 对于CFG桩复合地基, 当考虑对地基承载力进行深宽修正时, 宽度不做修正, 深度修正系数取1.0[2], 如式 (1) 所示; (2) 对于主裙楼一体的结构, 确定主体结构的基础埋置深度时, 宜将基础地面以上的荷载作为两侧超载考虑, 超载宽度大于两倍基础宽度时, 将超载其折算为土层厚度作为基础埋深, 两侧超载不等时取小值。
式中, fa, fspk分别为修正和未经修正的CFG桩复合地基地基承载力特征值, k Pa;γm为基础底面以上土的加权平均重度, k N/m3, 地下水位以下土层取有效重度;d为基础埋置深度, m。
3.2 CFG桩复合地基沉降计算
复合地基的最终变形量计算按式 (2) 计算:
式中, s为复合地基最终变形量, mm, 应满足《建筑地基基础设计规范》第5.3.4条变形允许值;ψsp为复合地基沉降计算经验系数, 可按地区沉降观测资料确定, 无地区经验时可按《建筑地基基础设计规范》表7.2.10确定;s′为复合地基计算变形量, mm, 根据分层总和法计算, 参见《建筑地基基础设计规范》第5.3.5~5.3.8条。
应特别注意: (1) 处理后的土层压缩模量按式 (3) ~ (4) 进行计算, 即处理后的土层压缩模量按照承载力特征值提高倍数同倍提高; (2) 对于高层剪力墙结构, 一般都设有地下室, 此时变形计算时应考虑地基土回填变形量, 具体计算见《建筑地基基础设计规范》第5.3.10条。
式中, Ei, Espi分别为复合地基处理前、后的第i层土层的压缩模量, MPa;ξ为复合地基土层的压缩模量提高系数;fa k为基础底面下天然地基承载力特征值, k Pa。
4 CFG桩复合地基计算在JCCAD中的实现
4.1 操作流程及重点参数
1) 在SATWE中完成结构整体计算, 注意计算时勾选“生成传给基础的刚度”一项, 以便后续计算能够考虑上部结构和基础的共同作用, 更准确地反映实际受力情况。
2) 在JCCAD“地质资料输入”模块中输入土层参数, 根据地勘报告布置孔点, 这是进行复合地基变形计算的前提条件, 本工程的土层参数按照表1输入。
3) 在“基础人机交互输入”模块定义筏板基础并设定基本参数, 基本参数如图2所示, 重要参数有: (1) 地基承载力特征值, 应填未经修正的地基承载力特征值, 本工程为390k Pa; (2) 修正系数, CFG桩复合地基只进行深度修正, 深度修正系数取1.0; (3) 基础埋置深度, 本工程地下为两层车库大底盘, 将车库荷载及覆土折算为土层厚度作为基础埋深, 计算结果为3.47m。
4) 进入“桩筏筏板有限元计算”模块, 计算参数如图3所示, 重要参数有: (1) “基础形式”, 选为复合地基, 选取后右下方复合地基相关参数选项被激活, “天然地基承载力特征值”是未处理前基础底面土层的承载力特征值, 本工程为100k Pa, “复合地基承载力特征值”是未经深度修正的复合地基承载力特征值, 本工程为390k Pa, “复合地基处理深度”为有效桩长, 本工程为22m; (2) 选取“SATWE刚度”, 考虑上下部结构共同作用; (c) 勾选“沉降计算考虑回弹再压缩”, 模量比可根据勘查资料确定, 若无资料, 可取2~5之间的值。
4.2 结果分析
JCCAD可根据规范要求, 自动验算各种荷载组合下的地基承载力, 实际工作中结构工程师可根据此验算结果向地基处理单位提出处理后承载力要求。地基沉降量对筏板配筋量有显著影响, 设计时应重点关注, JCCAD中地基平均沉降的详细计算过程, 在工程目录下的GBCJ.OUT进行查看, 计算结果在“沉降试算”对话框中显示, 如图4所示, 根据此结果可快速判断沉降是否满足规范要求, 满足要求后进行下一步筏板有限元计算, 可得到详细的沉降云图, 如图5所示。结果显示:1) 最大沉降量为26.2mm<200mm, 满足规范要求, 同时也小于设计要求的60mm;2) 结构整体倾斜值为0.00021<0.0025, 满足规范要求。
5 结语
本文总结了CFG桩复合地基的计算要点, 并通过一实际工程, 介绍了在JCCAD中的实现, JCCAD是PKPM系列软件中最为纷繁复杂的, 若不能正确掌握则不能得到正确计算结果, 本文对于结构工程师进行CFG桩复合地基计算有一定的参考价值。
参考文献
[1]GB 50007-2011建筑地基基础设计规范[S].
[2]JGJ 79-2012建筑地基处理技术规范[S].
软土地区浅层地基土承载力探析 篇7
天津地处华北平原,属冲积、海积低平原,是典型的软土地区。浅层地基土一般指埋深30 m以上的地基土层,准确的认识浅层地基土的工程性质对工程建设至关重要,特别是浅层地基土承载力的确定是每一个工程建设项目勘察和设计中必不可少的环节。地基土承载力受很多因素的影响,主要有地基土的成因及其沉积年代;地下水位的影响;上部建筑物的结构形式及其荷载作用方式。合理的确定浅层地基土承载力,对工程的经济性和安全性都有重要意义。
2 浅层地基土承载力的确定方法
目前浅层地基土承载力的确定方法主要有理论公式计算法、原位测试确定地基承载力、经验方法确定地基承载力。其中原位测试是在不扰动或基本不扰动地基土层的情况下对土体进行测试,从而获得地基土层的物理力学指标的方法,天津地区在应用原位测试方法确定地基承载力方面积累的很多工程经验,具有一定的可靠性。
2.1 载荷板试验法
现场载荷试验是在一定面积的刚性承压板上逐级施加荷载并量测浅层地基土压力与变形之间关系的一种原位测试方法,载荷试验通过绘制P—S曲线,可以反映出承压板1.5倍~2.0倍直径或者宽度范围内浅层地基土强度及其变形特性。根据收集整理的载荷试验资料,并结合前期科研成果,采用回归分析的方法研究由载荷试验确定的地基容许承载力与土体物性指标的关系,具体关系式如下式所示:lgRp=2.085-0.83lge-0.189lg IL。其中,e为孔隙比;IL为液限指数。根据上式,并结合实际资料可以得到一般粘性土地基容许承载力,如表1所示。
k Pa
为方便对比分析,表2列举出了天津市地方标准DB 29-20-2000岩土工程技术规范中关于粘性土承载力基本值的表格。
对比表1与表2可以看出,在承载力小于130 k Pa区域按照回归分析方法计算得到的承载力相比规范取值有一定幅度(约0%~20%)的提高,而在承载力大于140 k Pa的区域按照回归分析方法算得的承载力相比规范取值有大致相同幅度的降低。
k Pa
平板载荷试验方法是一种直接可靠的试验方法,但该方法也存在一些问题应该引起注意:首先,实际工程中存在选点的随机性,不能准确的评价工程施工质量;其次,承压板的刚度问题和基础的尺寸效应问题对测试数据的可靠性以及模拟实际受力状态都会带来较大影响;另外,载荷试验中加荷速率与实际建筑物的施工加荷相比较,载荷试验的加荷对地基土存在一种明显的冲击效应。上述问题必然会导致载荷试验确定的地基土承载力与其实际承载力之间出现偏差。
2.2 标准贯入试验法
标准贯入试验是通过锤击(锤重63.5 kg±0.5 kg,锤落距为76 cm±2 cm)将一定规格的对开式贯入器打入土体中,通过衡量其贯入阻抗,判别土层的变化和土的承载能力的一种原位测试方法。
关于标准贯入试验锤击数与地基承载力的关系,国内很多地区都总结了实用性较强的经验公式或图表,并且得到了较好的效果,其中表3为天津地区砂土承载力基本值与标准贯入试验锤击数关系表,表4为天津地区粉土、粘性土承载力基本值与标准贯入试验锤击数关系表。
标准贯入试验影响因素较多,导致其测试结果离散性较大,并且试验的可重复性差,因此在工程实际中应注意结合当地经验或配合其他手段,以便合理提供设计所需参数。
2.3 静力触探试验法
静力触探试验是采用静压方法将带有探头的触探器以1.2 m/min的速率压入土中,测量得到土体对探头的贯入阻力值Ps,从而建立贯入阻力与土体强度和承载能力的相关关系,按照实测贯入阻力确定地基承载力。
静力触探试验指标需要依靠大量数据和经验的积累,并且各个地区土层的受力状态复杂,工程性质各异,本文针对静力触探试验的这一特点,分析大量软土地区静力触探数据与地基承载力关系,得出经验公式如表5所示。
3 结合工程实例探讨浅层地基土承载力的确定
通过以上论述,表明3种原位测试方法确定地基承载力都有一定的适用性和局限性,本节通过结合天津地区工程实例,比较分析评价确定天津地区浅层地基土承载力的主要方法及其特点。
3.1 实际工程的选择
本文选择天津盛唐总部经济研发基地岩土工程勘察原位测试资料(200组)、军粮城示范小城镇一期农民还迁住宅建设项目岩土工程勘察原位测试资料(100组)、纪庄水厂迁建配套管网工程岩土工程勘察原位测试资料(150组)进行分析统计。
3.2 试验数据分析和讨论
为对比和验证上述场地岩土工程勘察过程中所提供地基承载力值的准确性和适宜性,本文对以上选取的典型工程勘察报告中浅层地基土承载力值、标准贯入试验锤击数、静力触探试验锥尖阻力和侧壁阻力值指标进行统计,并得出利用上述原位测试方法确定的地基承载力值,如表6所示。
k Pa
从表6中可以看出,利用标贯法确定的地基承载力和利用触探法确定的地基承载力与岩土工程勘察报告中提供的地基承载力相比均偏高,其中对于粉土层利用标贯法确定的地基承载力值明显偏高,而对于一般粘性土则相差不大。
4 结语
本文对几种常用的地基土承载力确定方法的准确性和存在的问题进行了探讨,主要得出以下结论和收获:1)简要总结了确定浅层地基土承载力的3种原位测试方法,列举了一些相关的经验公式,并简要分析了各种方法的优势和局限性。2)通过对比表明,勘察报告中提供的地基承载力值偏于保守,标贯法对于确定浅层(15.0 m以上)地基土地基承载力有较高的可信度,触探法对于确定地基土(除粉土外)地基承载力有较高的可信度。这对于岩土工程勘察报告中提供地基承载力具有一定的借鉴意义。3)使用多种手段综合确定地基承载力的评价方法可以更好地发挥地基潜力,多种手段优势互补,使得承载力评价更加符合本地区情况,也可以取得良好的经济效益和社会效益。
参考文献
[1]GB50021-2001,岩土工程勘察规范[S].[1]GB50021-2001,岩土工程勘察规范[S].
[2]DB/T29-191-2009,天津市地基土层序划分技术规程[S].[2]DB/T29-191-2009,天津市地基土层序划分技术规程[S].
[3]DB29-20-2000,岩土工程技术规范[S].[3]DB29-20-2000,岩土工程技术规范[S].
[4]杨秀竹,雷金山.软土地基承载力原位测试技术及其相关性研究[J].岩石力学,2003,24(6):563-565.[4]杨秀竹,雷金山.软土地基承载力原位测试技术及其相关性研究[J].岩石力学,2003,24(6):563-565.
[5]吴秋炎,韩富恒.用双桥静探指标划分土层,确定土类及Es的研究报告[R].天津:天津市勘察院,1986.[5]吴秋炎,韩富恒.用双桥静探指标划分土层,确定土类及Es的研究报告[R].天津:天津市勘察院,1986.
[6]吴全山,田桂英.用静力触探确定地基承载力的概率统计方法[J].河北农业大学学报,1998,21(3):89-93.[6]吴全山,田桂英.用静力触探确定地基承载力的概率统计方法[J].河北农业大学学报,1998,21(3):89-93.
[7]潘永家.连云港市地基土指标与静力触探指标相关关系[J].水文地质与工程地质,1998(2):25.[7]潘永家.连云港市地基土指标与静力触探指标相关关系[J].水文地质与工程地质,1998(2):25.
CFG桩复合地基承载力分析 篇8
CFG桩是水泥粉煤灰碎石桩的缩写, 即是由石屑、碎石、砂、粉煤灰、水泥等建筑材料加水拌和, 起初采用振动沉管成孔, 目前较常采用长螺旋工艺成孔, 桩身强度一般在C15~C30之间的可变强度桩。由于其具有施工速度快、质量容易控制、工期较短、环境影响较小、成本较低廉等优点, 目前在我国, CFG桩被大量的应用于多层、高层, 甚至超高层建筑的复合地基处理中。当前已经成为应用普遍、技术成熟、经济效益和社会效益较高的一种地基处理施工工艺。
复合地基与单纯的桩基不同, 它是在现有土体中, 通过各种工艺植入刚性、半刚性或柔性增强体, 与有待处理土体相比, 增强体一般具有较高的强度, 同时增强体自身可与桩周围土体发生化学变化, 起到置换、固结作用, 增强桩周围土体的承载力, 此外, 个别挤密或半挤密的复合地基施工工艺, 在增强体施工的同时, 能起到对桩间土挤密的效果, 变相提高了桩间土的强度。
CFG桩属于典型的复合地基, 通过水泥、粉煤灰、水等胶结材料, 将石屑、碎石和砂等骨粒材料胶结成为拌合体, 在尚未凝固之前浇灌至成孔中, 拌合体在自身凝固强度提高的同时, 胶结材料也与周围土体发生作用, 增强周围土体的强度, 待桩身强度达到设计要求时, 在土中形成竖向增强体。CFG桩属于复合地基, 桩体与桩间土共同承担上部荷载, 由于建筑产生沉降, 桩体和桩间土体的变形模量不同, 设置褥垫层是非常必要的, 设置褥垫层可以调整基底应力分布, 充分发挥桩间土的承载力作用, 减轻桩体负担, 一定意义上讲节约了造价。
CFG桩桩径从400 mm~600 mm不等, 桩长也从几米至20多米不等, 由于其是半刚性桩, 桩体压缩变形相对于刚性桩一般较大, 可以使桩长全范围内发挥侧摩阻力, 能较高的提高复合地基承载力值, 据有关资料统计, CFG桩桩体一般能承担总荷载的40%~75%, 这是一般柔性桩或半刚性桩难以达到的。
1 CFG桩复合地基承载力
1.1 CFG复合地基承载力的计算
CFG桩复合地基承载力特征值按照规范要求应当采用复合地基静载荷试验确定。新版的《建筑地基处理技术规范》 (2012版) 第7.1.5条规定CFG桩复合地基承载力设计时, 可以采用式 (1) 进行计算:
与2002版《建筑地基处理技术规范》相比较, 式 (1) 增加了单桩承载力发挥系数λ, 规范要求其取值按相关地区经验, 同时规范也给出在无相关地区经验时的取值范围, 一般取0.8~0.9, 这与2002版规范相比, 明显是降低了CFG桩单桩承载力的特征值, 在m和Ap不变的条件下, 相对于新版的2012规范将CFG桩单桩竖向承载力特征值降低为原2002版规范的80%~90%, 从设计的角度来讲更偏于保守;同时新版规范将桩间土承载力折减系数β改为桩间土承载力发挥系数, 原2002版规范提供的取值范围为0.75~0.95, 新版2012规范提供的取值范围为0.9~1.0, 相比较而言是提高了桩间土分担复合地基荷载的比例。整个公式整体上的思路是降低了CFG桩单桩承载力特征值而提高了桩间土的承载力发挥。
可见通过多年CFG桩的工程实际应用, 技术已经达到成熟, 新版规范提供的设计思路是增强对桩间土的利用, 而降低对单桩承载力的要求。同时这也反映出近年来在CFG桩使用过程中发现的问题, 例如桩身强度在有些工程项目中成为制约复合地基的一个主要因素, 有的工程项目将单桩承载力特征值设计的很高, 实际受力过程中, 未必能够达到。再如在CFG桩身施工过程中, 难免在个别施工中发生缩颈、夹泥、离析等现象, 在桩头剔凿过程中, 难免对下部桩身产生破坏, 单桩承载力特征值不一定能完全按照设计计算发挥出来, 故新版的规范引入了桩体单桩承载力发挥系数λ<1。
1.2 CFG单桩承载力的计算
新版2012规范, 复合地基承载力计算公式中Ra, 即单桩承载力仍沿用旧版规范公式, 如式 (2) 所示:
与2002版《建筑地基处理技术规范》相比较, 式 (2) 增加了端阻力发挥系数αp, 但同时建议在无地区经验时可按1.0取值, 这相当于同旧版2002规范没有区别。
1.3 新版规范的改进
新的2012规范在CFG桩复合地基承载力计算公式的改进, 主要是增加了多个地区经验性系数, 例如λ, β, αp, 这既考虑到在全国范围内应用CFG桩, 又考虑了地区与地区的差异性, 可以说同2002旧版规范相比较, 计算公式更加成熟, 更加先进。同时新公式对小于1的λ的引入和β取值范围的提高, 说明我们以前的CFG桩设计更偏重于依靠单桩承载力来提高复合地基承载力, 而忽略了充分发挥桩间土的作用, 桩间土作为必不可少的一部分, 其发挥程度越高, 则需要的单桩承载力就越低, 经济效益更加明显。桩端承载力发挥系数αp的引入, 虽然建议计算时取值为1.0, 但它的引入为今后研究桩端承载力发挥和地区经验的积累提供了一个载体, 相信在将来更新版的规范中, 将对其做出更加具体的规定。
2 工程实例
2.1 工程概况
某工程项目位于岸边一级阶地, 现场主要是以粉土和砂土为主:
第①层粉土层厚5.20 m~11.90 m, 平均厚度8.45 m, 侧摩阻力特征值为24 k Pa, 天然地基承载力特征值为150 k Pa。
第②层粉土层厚2.50 m~6.60 m, 平均厚度3.90 m, 侧摩阻力特征值为30 k Pa, 端阻力特征值为400 k Pa。
第③层中砂层, 层厚2.90 m~9.30 m, 侧摩阻力特征值为32 k Pa, 端阻力特征值为500 k Pa。
本工程地基处理采用CFG桩复合地基, 桩径400 mm, 桩长12.0 m, 桩距1.2 m, 正方形布置, 要求CFG桩复合地基承载力特征值达到370 k Pa, CFG桩单桩承载力特征值达到380 k N。
2.2 试验情况
考虑到本工程的特点结合新版的《建筑积极处理技术规范》, 本工程CFG桩施工完成后, 共进行了10组复合地基承载力检测, 20根单桩承载力检测, 检测均按照相关要求采用慢速维持荷载法, 检测结果见表1, 表2。
根据上述表1试验结果, 20根试验桩的单桩竖向抗压极限承载力平均值为832 k N, 极差为90 k N, 取平均值832 k N为试验桩的单桩竖向抗压极限承载力统计值。相应的承载力特征值为416 k N。
根据上述表2试验结果, 10组单桩复合地基承载力特征值的平均值为415 k Pa, 极差为0 k Pa, 取415 k Pa为本工程CFG桩复合地基承载力特征值。
2.3 结论
依据试验结果, 本工程CFG桩复合地基承载力和CFG桩单桩承载力均达到设计要求。由于将来CFG桩实际受力情况为复合地基受力, 故以其复合地基承载力特征值作为主要依据。
依据2002旧版规范计算, 先不考虑侧阻力和端阻力数值, 将由CFG桩复合地基静载荷试验确定的承载力特征值415 k Pa代入式 (1) , 其中λ取折中0.85, β取折中0.95, 反算出理论计算的CFG单桩承载力特征值为483 k N。
根据其侧阻力和端阻力, 以及桩顶标高、桩径、桩长, 根据规范式 (2) 计算出, CFG桩单桩承载力特征值约为464 k N。
本工程实际进行的20组CFG桩单桩静载荷试验所得的单桩承载力特征值为416 k N。
根据上述结果可知, 根据CFG桩复合地基承载力试验结果所推算出来的CFG桩单桩承载力特征值最大, 根据桩体侧阻力和端阻力数值计算出的CFG桩单桩承载力特征值居中, 现场的CFG单桩静载荷试验所得出的单桩承载力最小, 当然, 由于前2个数值均属于计算值, 我们肯定要以现场试验数据为准。
现场CFG单桩静载荷试验数据为416 k N, 小于旧版规范, 根据CFG桩复合地基承载力结果反算的483 k N和464 k N这一点来看, 这正是新版规范引入单桩承载力发挥系数λ的原因, 也就是说CFG桩单桩的承载力并不能在复合地基中完全地发挥出来, 存在一定的折减, 折减系数就是新规范中的这个单桩承载力发挥系数λ。
通过理论计算CFG桩单桩承载力特征值一个为483 k N, 一个为464 k N, 分别用现场实际静载荷试验结果416 k N去比, 得出的比值分别为0.859~0.894, 这正好又处于规范给定的无地区经验时λ的取值, 即0.8~0.9之间, 本工程实际情况与规范非常符合, 这进一步说明新版规范引入λ的必要性和其取值范围的严谨性。
3 结语
1) CFG桩作为复合地基应用越来越广泛, 其技术和工艺越来越趋于成熟和完善, 其理论计算公式正逐步趋于完善。
2) 新版规范对CFG桩复合地基承载力计算公式中引入单桩承载力发挥系数λ是非常必要的, 是在积累大量CFG桩复合地基承载力应用工程的基础上科学的提出的, 其取值范围也是在大量工程实践经验的基础上得出的, 范围很严谨。
3) 新版规范对CFG桩复合地基承载力的计算公式各经验系数的引入, 增加了不同地区使用的灵活性。从计算公式调整可以看出, 新的计算方法将更多地考虑桩间土的作用而适当减低对单桩承载力的要求, 从经济效益上讲是非常合理的。
4) 新版规范在式 (2) 中引入端阻力发挥系数αp, 虽然规定其计算时仍按1.0取值, 但是该系数的引入, 对今后规范的调整方向做出了指导, 同时也为我们在今后CFG桩复合地基工程经验积累方面提供了方向。
摘要：简要的介绍了CFG桩的受力性能, 对新版2012《建筑地基处理技术规范》中关于CFG桩复合地基承载力计算公式的修改进行简要的分析, 并通过某工程试验数据, 对其修改的必要性和严谨性进行了验证, 对今后CFG桩复合地基承载力研究有一定意义。
关键词：CFG桩,复合地基承载力,单桩承载力
参考文献
[1]李勇, 武志平, 周超.CFG桩成桩方法实验研究[J].市政技术, 2009 (7) :51-52.
[2]徐峰.在工程中CFG桩复合地基的设计[J].山西建筑, 2009, 35 (28) :84-85.
[3]田安达.CFG桩在处理软土地基中的应用[J].北方交通, 2009 (7) :20-21.
地基承载力计算 篇9
随着现代工程技术的发展，型钢与混凝土的组合构件越来越多地在建筑结构中应用。但组合构件的设计与计算中还存在一些问题，例如，基于规范公式只能对一些规则截面进行承载力验算，工程中遇到不规则截面或规则截面的组合截面时，经常采用近似方法，如截面刚度等效的方法计算承载力，这存在较大的误差。当需要对关键构件进行延性判断时，现有的国内设计软件也不具备延性分析功能。采用国外权威软件XTRACT虽能较方便地对复杂组合截面进行验算，但该软件在国内应用普遍存在正版化问题。基于结构设计工作的需要，本文作者通过研究任意截面组合构件承载力及延性的计算方法及算法的实现，研发了SRCTRACT软件，该软件具备任意组合截面极限承载力和延性计算功能，可辅助工程师进行构件设计和优化。
SRCTRACT基本功能
SRCTRACT基本模块包括：截面输入模块、材料输入模块和计算分析模块。对常规截面，软件可直接从截面库中导入截面建模，对几何形状复杂构件，可采用自定义截面命令逐点输入坐标进行建模。当设计条件变化需要根据情况对材料本构进行调整时，SRCTRACT提供了自定义材料本构的功能，用户可对材料本构进行调整。
计算方法与算法实现
承载力计算算法实现
构件承载力计算基于平截面假定，将截面离散为有限个混凝土单元、型钢单元和钢筋单元，然后根据输入的加载角度迭代确定中和轴位置，并在每个位置均计算一次截面轴力和弯矩，遍历所有角度及中和轴后便可得到截面弯矩-轴力承载力曲线。见图1计算示意图。
具体求解流程如下：按材料离散截面单元；给定中和轴高度h；计算中和轴的截面极限转角；根据截面极限转角计算每个单元的应力、应变，然后计算相应的轴力、弯矩极限承载力；按固定增量调整h，重复步骤（2）～（4）计算，直至遍历所有的h值；整理加载过程中轴力、弯矩、转角极限值，便可得到构件正截面承载能力曲线。
延性计算算法实现
SRCTRACT提供两种荷载加载形式，一是构件轴力在加载中保持不变，只改变弯矩，另一种是加载过程弯矩与轴力的比值保持不变，直至达到构件承载力极限。二者区别在于前者属于非偏心加载，后者属于偏心加载，相对应这两种加载形式，软件提供了二分法和弧长法两种计算方法：
二分法算法实现。设受压区最大压应变为变量，从0至极限应变变化，每个变化值对应一个中和轴高度，使内外力平衡，记录此状态的弯矩与曲率，并判断钢筋或混凝土应变是否到达极限应变，如果是则退出迭代，如果不是，则增加受压区最大应变，直至到达极限应变。
弧长法算法实现。弧长法迭代步骤：
设定外荷载增量△F。
第i级外荷载Fi为hT=A+Eh G
调用i-1级截面变形向量作为第i级的变形迭代初始值，计算最新的变形向量。此步需要一内循环迭代，步骤为：
a）计算第k次迭代结束时的截面非平衡力向量为：hT=A+Eh G
其中P为截面恢复力。k为内部迭代次数，i为外部迭代次数。
b）计算第k+1次迭代时变形增量为：
hT=A+Eh G K为刚度矩阵。
c）更新截面变形：hT=A+Eh G
判断最新状态下混凝土单元和钢筋单元是否到达极限应变，如果是则停止迭代，否则返回第2步。如非平衡力接近0，说明第i级迭代收敛。
工程应用
某超高层住宅平面中部大开洞，上下部分仅靠两个连廊连接。连廊宽2000mm，板厚200mm，两侧型钢混凝土梁尺寸为400×900mm。连廊平面内、外受弯矩均较大，是结构的关键构件。为验算梁板整体的协调变形受力情况，使用SRCTRACT对“槽型”型钢混凝土组合截面进行分析，设计截面如图2所示。“槽型”组合截面配筋率1.28%，含钢率3.21%，SRCTRACT计算所得构件承载力PM曲线如图3所示，构件延性曲线如图4所示。
可见由于开洞的原因。结构整体x向平动时上下两部分有错动现象，使得连接部位的面内弯矩较大，但构件仍能较好地承受地震作用力，满足中震不屈服要求。
现国内结构分析软件对多材料、几何形状复杂的组合截面仍无法进行准确的承载力以及延性验算和设计，开发任意截面组合构件承载力及延性计算软件很有必要。
本文采用的针对任意截面组合构件承载力及延性的计算算法理论正确，数值求解有效，满足工程需要，值得广泛应用与推广。
降水对地基土承载力的影响浅析 篇10
当基坑开挖到地下水位以下时,为施工方便,往往采用基坑降水的方式施工,即基坑内水位排至与基底一致(此时基坑内所要排的水主要来源于由基坑底部向上的涌入地下水),这样场区地下水位与基坑内水位形成水头差,同时地下水对基坑底部产生向上的压力;随着基坑的不断加深,水头差也不断加大,地下水对基坑底部产生向上的水压力也不断加大。地基土在地下水的作用下随水流方向产生位移,较细颗粒甚至随基坑的排水过程排出地表,这样使原卵石之间的充填物减少,地基土原颗粒级配发生变化,密实度降低,从而导致地基土承载力下降。基坑开挖的越深,地下水在基坑底部的水头差也越大,地下水对基坑底部向上的压力也越大,地下水由基底向基坑内流动的流速也增大,伴随而来的地下水对地基土产生的扰动也加剧,地基土层中细颗粒物被排出及产生位移的量也越大,因而基坑底部地基土承载力下降的幅度也增大,影响厚度也增加。此外,由于基坑的开挖,地基土产生卸荷回弹,土颗粒之间的间距加大,地基土更易扰动,地下水在排出的同时更易对地基土产生人为潜蚀。
2 基坑排水对基底地基土承载力影响深度的分析
由以上分析,引起地基土承载力下降的主要原因是地下水对地基土的潜蚀作用。按地下水动力学观点,在厚度较大的含水层中采用不完整潜水井抽取地下水时,其补给来源并非所有含水层,仅为含水层有效带内的地下水。有效带厚度可按下列公式进行计算:
当Sw/(Sw+L)=0.2时Ha=1.3(Sw+L)
当Sw/(Sw+L)=0.3时Ha=1.5(Sw+L)
当Sw/(Sw+L)=0.5时Ha=1.7(Sw+L)
当Sw/(Sw+L)=0.8时Ha=1.85(Sw+L)
当Sw/(Sw+L)=1.0时Ha=2.0(Sw+L)
式中,
Ha—有效带的厚度;
Sw—井中水位与稳定水位之差,即井内的水位降深;
L—抽水井所设置过滤器长度。
以笔者参与施工的一个2.5m深的基坑为例,根据基坑开挖的施工特点,开挖的基坑可看作一个没设过滤器的不完整的潜水井。基坑内的水主要来源于含水层有效带,其补给途径主要为地下水通过基底向上排入基坑。
因此,基坑所排地下水有效带的厚度:Ha=2.0Sw
(因没设过滤器L=1.0Sw/(Sw+L)=1)
当基坑开挖完成后
Sw=2.5m(坑底地下水位标高由26.5m降到24.0m)
有效带厚度:
Ha=2.0Sw=2.0×2.5=5.0m
基底以下有效带厚度:
H=Ha-Sw=5.0-2.5=2.5m
(与地基检验基底地基土承载力下降厚度一致)
故在强透水层中采取基坑排水的方式施工,使地基土承载力降低,其影响范围随着基坑的不断挖深而增加,并与基坑内的地下水位降深一致。
即H=Ha-Sw=2.0Sw-Sw=Sw
基坑开挖前后,地基土承载力标准值在基坑底部以下2.5m范围内变化较大,越接近基坑底部地基土承载力下降的幅度越大,而基坑底部2.5m以下地基土承载力标准值基本没有变化。
3 基坑排水使地基土承载力下降的幅度探讨
由上述分析可知:基坑排水使地基土承载力降低的主要原因是地下水动力条件的改变,即地下水流向与流速的变化是使地基土承载力降低的主要外力源泉。地下水流速的大小(或地下水对地基土产生向上作用力的大小)是影响地基土承载力下降幅度的主要因素。地下水流速越大的地带,地基土层中的细颗粒物越易被地下水带走或产生位移,这样,地基土结构破坏程度越大,其密实度下降越多,地基土承载力降低的幅度越大。因而不难看出:地基土承载力降低幅度与地下水流速变化的大小成正比。
根据地下水动力学的观点,在有效带内地下水向基坑的流向呈辐射状向上流入基坑。
由上图可以看出:基底地下水向基坑内流动的过水断面呈喇叭形,即基底过水断面随着深度的增加而增大,基坑排水时地下水的流速与过水断面呈反比,即过水面积大的地带地下水流速小,地基土承载力下降的幅度就小;同样,过水面积小的地带地下水流速大,地基土承载力下降的幅度就大。很明显,基坑底面过水面积最小,则地下水在此处的流速最大,故而,基底地基土承载力下降的幅度也最大。由此可以说明,基底地基土随着深度的增加,地基土承载力下降的幅度变小,直至地下水有效带底部。基底下地基土层随着深度的逐渐加大,其承载力下降的幅度逐渐变小,靠近基底地基土承载力下降的幅度最大。
结语
由上述分析可知,在强透水层中采取基坑排水的方式施工,由于地下水动力条件的改变,将使地基土承载力降低,其影响范围与基坑内的地下水位降深一致,即H=Sw;地基土承载力降低的幅度随基底深度的加大而变小,直至地下水有效带底部。基坑开挖完成后如发现基坑下地基土承载力与勘探时的地基承载力相差较大,不能达到基础设计所选用的承载力值,必须进行设计变更。
摘要：随着人们对地下空间的需求不断增大,地下停车场、地下商业街大量的兴建,由于地下水带来的环境地质问题及岩土工程问题也逐渐增多。如因地下水位降低产生的地表沉降、塌陷;因地下水处理不当,导致地基承载力下降等等。现对在强透水层中采用基坑降水造成地基土承载力下降等问题进行一下探讨。
【地基承载力计算】相关文章：
浅部地基、承载力06-12
浅谈提高软土地基承载力09-11
承载力计算分析08-07
松木桩承载力计算07-15
竹节桩承载力计算07-28
松木桩承载力计算表格02-23
jt松木桩承载力计算09-28
嵌岩桩的承载特性与承载力计算模式分析09-10
连续组合梁负弯矩极限抗弯承载力计算09-10
地基设计沉降计算管理论文04-26