基于圖解法的嵌巖抗拔樁極限承載力分析

陳開倫，崔貴云，楊 柏，石青葉

(1.中交第一公路勘察設計研究院有限公司，西安 710000；2.桂林電子科技大學 建筑與交通工程學院，桂林 541004；3.西南交通大學地球科學與環境工程學院，成都 610031)

抗拔樁作為一種承擔拉力的基礎形式在橋梁建設、海洋平臺、輸電線路等工程中十分常見。近年來，關于抗拔樁極限承載力的研究逐漸向特殊工況側重，比如，鄒積山等[1]分析認為海底土體滲透系數越大有利于樁基抗拔承載力的提高。程劉勇等[2]研究發現斜坡上樁基抗拔極限承載力隨著樁長、臨坡距的增加而增大，隨著坡度的增加而減小。程澤海等[3]通過數值分析發現樁基抗拔極限承載力受到滲流條件顯著影響，土中水向下滲流，抗拔樁極限承載力有所提高，反之降低。這些研究都是對抗拔樁極限承載力的規律性分析，而對于抗拔樁極限承載力的確定方法研究較少。目前抗拔樁極限承載力的確定方法主要有規范法、理論法和靜載試驗法3種，其中以現場靜載試驗最為可靠。現場試驗可以得到試樁的上拔荷載-樁頂位移曲線，依此判定抗拔樁的極限承載力，中外學者基于不同的失效準則提出了極限承載力的確定方法，包含數學模型法、位移取值法和圖解法等。其中，圖解法是根據試驗實測的荷載-位移曲線形狀，選用合理的推理方法確定極限承載力。現行規范[4]中關于靜載試驗中抗拔樁極限承載力的取值，主要是在保證材料強度的基礎上，基于荷載-位移曲線的塑性極限點(即圖解法中L1-L2法的L2值)和位移取值法取值，圖解法中的其他取值方法鮮有提及，無法判明其他方法的有效性、適用性和準確性，故對圖解法中其他判定方法進行分析具有顯著的社會意義和經濟價值。

具有代表性的圖解法有初始直線斜率法、雙直線交點法和L1-L2法[5]，如圖1所示。

圖1 圖解法示意圖

(1)初始直線斜率法。與初始直線段斜率相同，但沿位移方向移動3.8 mm后的直線與荷載-位移曲線的相交點即為極限點，對應的上拔荷載為極限承載力，相應的樁頂位移為極限位移。

(2)雙直線交點法。將荷載-位移曲線劃分為初始直線段、曲線段和破壞直線段，過初始直線與破壞直線的相交點，且垂直于荷載軸線的直線，與荷載-位移曲線的交點即為極限點，對應的上拔荷載為極限承載力，相應的樁頂位移為極限位移。

(3)L1-L2法。同雙直線交點法一樣，將荷載-位移曲線劃分為初始直線段、曲線段和破壞直線段，初始直線段L1的終點為彈性極限點，破壞直線段L2的起點為塑性極限點，對應的上拔荷載為極限承載力，相應的樁頂位移為極限位移。

Chin[6]研究認為雙直線交點法適用于以回填材料為地基土的擴展基礎；初始直線斜率法適用于壓力注漿法施工的基礎；L1-L2法適用于以巖(土)代模施工而成的挖孔基礎。魯先龍[7]研究認為初始直線斜率法用于確定基礎的極限承載力偏于保守。翟云鋒等[8]通過已有擴底抗拔樁現場試驗荷載-位移曲線，采用規范法和圖解法(初始直線斜率法、L1-L2法)分析了試驗結果，發現3種方法的計算結果較為接近。

上述研究表明，初始直線斜率法、雙直線交點法和L1-L2法各自具有一定的適用性和局限性，是否適用于砂巖地層中抗拔樁的極限承載力判定還有待研究，現將基于現場試驗結果，分析這三種方法對砂巖地層中抗拔樁極限承載力判定的適用性和準確性。

1 試樁試驗概況

1.1 試樁概況

試驗場地位于西南某山體斜坡臺地，主要地層如下:粉質黏土，厚2.5 m，呈硬可塑狀；強風化砂巖，厚0.5～3.0 m，屬軟巖；中風化砂巖，巖體較為完整，節理裂隙較發育，未揭穿，為較軟巖。巖土層的物理力學性能參數如表1所示。

表1 抗拔樁尺寸

根據試樁設計技術要求、試樁施工工藝及《建筑基樁檢測技術規范》(JGJ 106—2014)[4]規定，綜合考慮試樁樁徑、樁間距、場地地質情況、靜載加載試驗設備等因素，對總平面圖進行了優化設計，共布置抗拔試樁19根，反力樁11根、樁間距均不小于5d(d為樁徑)，樁側地質鉆探勘探孔共布置19孔，如圖2所示。

圖2 嵌巖抗拔樁設計技術研究總平圖

1.2 試樁施工

等截面樁采用回旋鉆機旋挖成孔。變截面樁采用分段成孔工藝，在上覆土和強風化砂巖部分成孔孔徑為1.0 m，嵌中風化砂巖部分成孔孔徑為 0.6 m。凈嵌巖樁(16#、17#試樁)在上覆土和強風化砂巖部分預埋Φ800 mm鋼護筒，成樁后留置在原位，使樁側表面與樁周巖土體隔離。擴底樁上部采用回旋鉆機旋挖成孔，擴大頭部分采用人工挖孔施工工藝。各試樁成孔后安放鋼筋籠、澆筑混凝土。

試樁樁身混凝土強度等級為C30，樁徑0.6、0.8、1.0 m，鋼筋籠縱筋采用HRB500級螺紋鋼筋，布置分別為14Φ36 mm+4Φ18 mm、21Φ36 mm+4Φ18 mm、26Φ36 mm+4Φ18 mm，箍筋采用HPB300，布置為Φ8@150。

1.3 試樁靜載荷抗拔試驗

1.3.1 試驗裝置

試驗裝置采用反力樁-反力梁體系，主要由液壓千斤頂、反力梁、反力樁、量測裝置等組成。現場試驗加載裝置圖如圖3所示。

1.3.2 試驗方法

試驗采用樁基規范[4]推薦的慢速維持荷載加載法。試驗過程與文獻[9]一致。

2 試驗結果分析

上述試驗得到試樁的樁頂荷載與樁頂位移關系曲線如圖4、圖5所示，極限荷載及其對應的位移值如表2所示。

圖5 19#試樁σ-lgt關系曲線

采用上述3種圖解法對現場試驗中試樁的荷載-位移曲線進行極限承載力和相應位移取值，結果如表2所示。由表2可知，雙直線交點法取值和L1-L2法中的L2取值都需要試樁荷載-位移曲線存在破壞直線段，不能應用于未達到破壞，或者破壞直線段不顯著的情況。L2取值的方法與規范[4]中推薦的極限承載力取值方法相同，故L2取值與實測值相同。將取值結果用表3和圖7分析比較，因為L2取值與實測值一致，故在圖6中不予表示。

表2 圖解法荷載-位移曲線取值結果

由表3和圖6可知，初始直線斜率法的取值在整體上低于實測值、低于雙直線交點法的取值，高于L1-L2法中L1的取值，簡單來說，初始直線斜率法的取值就是在L1值的基礎上增加了3.8 mm的位移允許值，相較于文獻[10]中分析得到的強/中風化砂巖層極限相對位移分別為8～18 mm和20～25 mm，增加的幅度過低，不能滿足樁身側阻力發揮的所需相對位移值，對于粉質黏土層極限相對位移2.5～4.0 mm而言是合適的。各試樁用初始直線斜率法得到的極限承載力為實測值的42.0%～102.4%，平均66.0%，偏于保守，這與Kulhawy等[11]的結論相同。雙直線交點法的取值與實測值較為接近，各試樁用雙直線交點法得到的極限承載力為實測值的85.2%～98.5%，平均94.8%。L1-L2法中L1的取值為荷載-位移曲線初始直線段(即彈性變形階段)終點，得到的極限承載力為實測值的15.5%～64.1%，平均29.7%，而各試樁L1法的極限位移(即彈性階段位移)僅為實測極限樁頂位移的1.8%～25.6%，平均7.6%，遠低于實測值。

表3 圖解法各方法取值結果分析表

圖6 圖解法各方法取值結果分析圖

3 結論

采用圖解法判定風化砂巖層中抗拔樁極限承載力，得到以下結論。

(1)初始直線斜率法受到3.8 mm位移增量的限制，平均取值為實測值的66.0%，偏于保守。

(2)雙直線交點法平均取值為實測值94.8%，較為相近。

(3)L1-L2法的L1法平均取值僅為實測值的29.7%；L2取值方法是現行樁基規范中確定極限承載力的判據之一，取值與實測值一致。

研究認為，除非對基礎變形有嚴格特殊的要求，否則在試樁荷載-位移曲線特征明顯的情況下，L1-L2法可以用于試樁承載變形分析，但并不適合用于確定極限承載力，L2取值方法只是規范中確定極限承載力的參考條件之一，規范中根據多種方法綜合分析確定極限承載力的建議更為合理。