基于鉆孔灌注嵌巖樁容許承載能力的研究

王 猛

(廣東交科檢測有限公司，廣東廣州 510426)

0 引 言

因具有較高承載力,嵌巖樁被廣泛應用于橋梁樁基中[1]。但在實際項目中,嵌巖樁試驗較為困難,持力層與樁巖間的相互作用規律還有待進一步研究[2,3]。當前,多以半理論半經驗的方法計算樁基豎向承載力,但因各地區所處環境不同,計算結果存在較大的偏差[4-6]。其中,最直接有效確定嵌巖樁承載力的方式是基樁的原位測試,故本文將據此對樁基豎向承載力進行研究。

1 工程概況

牛田洋特大橋共分北岸公軌共建段、牛田洋大橋北引橋、牛田洋大橋主橋及牛田洋大橋南引橋26#～44#墩四部分,牛田洋特大橋0#～30#墩直線距離3 908.2 m,其中主橋為公軌兩用鋼桁梁斜拉橋,跨徑布置為(77.5+166.1+468+166.1+77.5) m,設計時速為100 km/h。主塔基礎為鉆孔灌注樁,樁尖進入中風化花崗巖。

2 有限元模型分析

2.1 有限元模型

為提高模型模擬現場的準確性,本文從考慮單樁承載力與邊界約束條件關系的角度出發,將模型長度和寬度限制在15D內。樁長以現場試樁長度為準,以現場地質條件設置模型巖土層,經分析,對于單樁承載力而言該種取法對其影響較小,符合設計要求。以線彈性模型模擬樁身混凝土;按照X、Y方向對模型巖土層側面進行約束,以固定約束的方式模擬模型底部;單元按照整體形式進行劃分,擬定0.2 m作為樁身單元的尺寸,擬定0.7 m作為巖土體單元尺寸,擬定1 m作為樁端底部單元。模型單元以六面體為主。有限元模擬參數詳見表1和表2。

表1 有限元模擬土層參數

表2 樁單元和樁端單元模擬參數

為分析不同因素影響下,嵌巖樁的荷載傳遞情況,本文通過能夠有效模擬巖土和混凝土材料的MIDAS/GTS對其進行建模處理,以取得各級荷載下樁基位移及應力變化情況。因巖土情況較為復雜,本文在對試樁進行模擬時做出了以下假定:

(1)單樁在作用豎向荷載時主要處于空間軸對稱狀態,以平面軸對稱的方式進行分析模擬。

(2)基于工程實際,各個土層的模型在建立時均采用同種計算參數。

(3)以線彈性模型進行樁身混凝土的模擬,以Drucker-Prager模型進行基巖和土層的模擬。

2.2 自平衡試樁結果與有限元分析結果對比

為確定單樁容許承載力,本文在確定其單樁豎向承載力時主要考慮了樁身材料強度和樁周土的影響。本文隨機選取了現場2根試樁進行建模分析,以通過對比試驗結果和計算結果的方式來確定各試樁的容許承載力。樁身豎向容許承載力在基于樁身材料的基礎上進行計算時為:

[P]=φ[σc](Ac+mAs)

(1)

式中:As為受力筋截面面積;m為混凝土與鋼筋的強度之比;Ac的為樁身截面混凝土面積;φ為縱向彎曲系數。

基于樁身HRB500鋼筋及混凝土材料進行計算可得,該試樁具有10 000 kN的容許承載力,并須確保其樁頂位移小于40 mm。

(1)自平衡數值模擬。試驗以1級1 000 kN,共10級的方式進行加載,所得各個加載情況下樁基極限承載力如圖1所示。

圖1 自平衡數值模擬加載分級及位移量圖

在8 000 kN的荷載作用下,荷載箱的數值模擬結果為4.3 mm的向上位移以及-9.1 mm的向下位移;實測數據表明,現場加載時荷載箱有著4.87 mm的向上位移以及-6.03 mm的向下位移;對比發現,兩種數據較為接近。

荷載箱底的位移因自平衡上下樁之間的作用力與反作用力效果,使得樁身在荷載相同時的樁端位移在因樁身壓縮的情況下較小。此外,對比箱底位移和樁頂位移發現,荷載箱頂具有更大的位移。

自平衡數值模擬等效荷載下試樁樁基位移見表3。

表3 試樁自平衡數值模擬等效荷載位移表

由表3可知,樁基位移在等效豎向荷載13 115 kN之前表現為線性變化規律;但當荷載大于該值時,其位移的變化則表現出非線性規律。表明單樁的容許承載力為13 115 kN。

(2) 傳統靜載試驗數值模擬。模擬結果如圖2所示。

圖2 試樁荷載位移關系對比圖

由圖2可知,當荷載為8 000 kN時,試樁樁頂有-10.2 mm的位移產生；當荷載增加到16 000 kN時其位移增加到-24.7 mm,表明樁頂位移與豎向荷載呈正比例關系。分析樁身軸力控制,當荷載為8 000 kN時,其樁底軸力為491 kN,樁端荷載比為6.0%;樁底軸力在荷載上升到12 000 kN時變化到1 045 kN,有著8.4%的樁端荷載比。結果表明設計荷載作用下,樁端僅有較小荷載,即無法充分發揮樁端承載力。

樁周土層的位移在同一水平面上隨著樁身間距的不斷上升呈現出不斷下降的規律;樁周巖土層在豎直方向上的位移整體上表現出遞減的規律,特別是對于中風化巖周圍的樁基而言,其樁側巖層僅具有少量位移值。當設計荷載為8 000 kN時,樁端巖層的位移值為0.66 mm,當荷載上升到16 000 kN時,樁端巖層位移仍小于1.55 mm。

在12 000 kN的豎向荷載之前,樁頂有著-15.66 mm的豎向位移值,并且在此前其位移均呈現線性變化,當荷載超過12 000 kN之后,其位移曲線布載表現出非線性規律。取12 000 kN作為單樁的容許承載力。

(3)容許承載力的確定。試樁的容許承載力在基于樁身材料和位移、樁周土的前提下,以數值模擬和現場試驗的方式進行確定。樁基容許承載力可通過計算巖土阻力來確定,本文依據各項規范對其進行了計算,所得結果為:按照英國規范計算得到的巖土阻力為12 266 kN;按照美國規范所得到的為11 812 kN;法國則為15 141 kN;歐洲則為12 111 kN;依據我國鐵路規范計算所得結果為10 501 kN,公路規范計算結果為9 080 kN,建筑規范計算結果為12 336 kN。綜上分析確定10 010 kN為其容許承載力。因樁端巖石抗壓強度較高,故將其容許承載力的控制因素確定為樁身材料強度。

從上述計算結果可看出,相比之下,依據我國鐵路和公路規范所得的計算結果較國外規范小,兩者有著20%以上的差距,而按照建筑規范進行計算所得到的結果與國外規范計算結果相近,表明建筑規范與實際較為相符。此外,相比于傳統靜載模擬所得的12 000 kN容許承載力結果,以MIDAS/GTS有限元分析所得的13 115 kN容許承載力與其僅有9.1%的差距,表明相比之下,按照MIDAS/GTS有限元模型進行分析的方法所得到的嵌巖樁承載力較為準確。

3 嵌巖樁豎向承載理論工程應用

嵌巖樁應結合樁身材料強度和位移,以及樁側巖土阻力等來確定其單樁承載力。將上述試樁所得到的基本規律應用于牛田洋特大橋的嵌巖樁中,樁基巖土參數見表4。

表4 樁基巖土參數

橋梁墩基礎均為2.5～3.0 m樁徑的鉆孔灌注樁基礎。基于地質調查報告,采用MIDAS/GTS有限元軟件進行建模分析。模擬結果如圖3所示。

圖3 模擬荷載位移關系曲線圖

由圖3可知,樁頂在7 000 kN的荷載作用下有著-14.25 mm的豎向位移；在7 000 kN的荷載之前,位移呈現線性變化,當荷載超出7 000 kN后,位移曲線呈現非線性變化,故將比例界限確定為該點，即樁基的容許承載力通過MIDAS/GTS模擬樁側巖土阻力所得到的結果值為7 000 kN。橋梁樁基所采用混凝土等級為C35,箍筋采用HRB 500級,其余鋼筋均采用HRB 400級。基于樁身材料計算所得容許承載力為13 810 kN。

因樁端所處中風化花崗巖層的彈性模擬值較高,故以4 000 kN和8 000 kN計算所得的樁身位移較小。

依據國外規范和中國規范對其承載力進行計算,結果表明依據法國規范計算得到的承載力最大,其值為7 800 kN。依據傳統靜載進行的MIDAS/GTS有限元模擬分析結果顯示樁基有著7 000 kN的容許承載力，對比可知依據經驗公式和外國規范進行計算所得到的容許承載力相差較小。為使橋梁具備足夠的安全性以及經濟性,最終將樁基的容許承載力確定為7 000 kN。樁頂在主要荷載組合下有2 290 kN的荷載值,故該樁基設計滿足要求,并且有著較富余的承載力,在該區段進行樁基設計時可適當降低其嵌入深度,以滿足經濟性要求。

4 結束語

基于嵌巖樁豎向承載機制下,本文以樁身材料強度和位移,以及樁側巖土阻力三種影響因素,對單樁的設計容許值進行分析研究。根據自平衡模型及試驗結果的對比可知,在中國的規范中,地基基礎規范計算結果更符合實際受力;采用GST有限元分析模型與傳統靜載模擬所得結果相近,特別是荷載較小的情況下兩種方法所得到的位移試驗結果基本重合,表明以MIDAS/GTS有限元模型進行嵌巖樁容許承載力計算時能夠取得較準確的結果,但為使模擬結果更具準確度,需有較為全面的現場巖土參數;當樁端所處持力層有較高強度時,應以樁身材料強度作為其容許承載力的強度控制值。