竖向承载力检测（精选7篇）
竖向承载力检测 第1篇
1 相关规范条文
与试桩和工程桩检测相关的规范条文如下:《建筑桩基技术规范》 (JGJ 94—2008) [1]第5.3.1条、第9.4.3条、第9.4.4条;《建筑基桩检测技术规范》 (JGJ 106—2003) [2]第3.3.1条、第3.3.5条、第3.3.6条;《建筑地基基础设计规范》 (GB 50007—2011) [3]第8.5.6条、第8.5.8条;上述条文整理后见表1、表2。表中所列是试桩及工程桩单桩竖向承载力检测最主要的内容, 在实际工程中以上条文应结合项目的具体特点理解运用, 做到桩基工程安全适用、经济合理、确保质量。
2 实践应用
依据规范条文, 结合实践经验, 以下就试桩点布置、静载加载方式、静载数量、检测桩选择等等方面阐述一些具体应用方法。
依据已有勘察报告, 综合考虑成桩工艺、桩径、桩长、穿越土层、桩端进入的持力层、地下水位、对环境的影响, 结合上部建筑物初步设计方案, 可以选择的桩基类型会有若干种, 需要设计单位在综合比较后提供进行的试桩类型及桩位, 采用试桩施工图表示。试桩点一般选择临近单体基础所在区域, 试桩点处的土层分布应具有代表性。由于初步设计计算桩基时采用平均土层厚度, 而实际施工场地土层分布不可能均匀, 可根据地勘报告剖面, 选择侧阻力高值土层分布较薄, 侧阻力低值土层分布较厚的点位布置试桩;试桩竖向承载力静载试验一般为堆载;当单桩竖向承载力较高或现场平面位置有限无法布置堆载时, 可在试桩周边布置锚桩 (一般为4根) , 安装反力架。是否布置锚桩应事先确定, 由设计单位在做试桩设计时一并设计并出图。
为设计提供依据的试桩, 应加载至破坏, 这里的破坏是地基土对桩支承阻力的破坏, 卸载后的试桩承载力因土受到压密而增强, 不会对桩的正常使用造成不利影响。当桩的竖向承载力由桩身强度控制时, 静载试验要求加载不小于单桩承载力特征值的2.0倍。如果试桩按照单桩承载力特征值的2.0倍加载, 卸载后的试桩承载力因土受到压密而增强, 桩身也没有破坏, 可以在工程桩设计桩位上施工试桩, 试验后作为工程桩使用[4]。对于嵌岩桩, 如试桩后岩体破坏将不能恢复, 此时作为工程桩使用将达不到试桩的承载力, 试验后不能作为工程桩使用;对于侧、后压浆桩, 由于后注浆不属原土体的一部分, 试桩后浆体不能恢复, 试验后不能当做工程桩使用。
检测桩应按桩基检测规范相关规定选择;通过查询桩基施工记录确定施工质量有疑问的桩, 这些工程桩应做试验检测;在设计时单桩竖向承载力计算值偏低的桩, 在施工图中可注明为检测桩;如果桩基所在区域土层分布比较均匀, 检测桩应均匀随机选择;工程桩验收检测的静载试验一般为堆载, 要求加载不小于单桩承载力特征值的2.0倍;当单桩竖向承载力较高或现场平面位置有限无法布置堆载时, 可在施工图中注明检测桩位, 在检测桩周边布置锚桩, 同时应要求施工时加强非检测工程桩质量控制。
当工程桩与试桩成桩工艺一致且施工全过程无质量异常现象发生, 可将设计用试桩和工程验收用检测桩合并进行[4];在具体工程中, 如果桩基施工场地地质条件简单, 桩侧穿越土层分布均匀, 桩端持力层判断明确, 桩施工质量可靠性高, 可以通过有关单位组织专家论证会, 经各方认可, 将设计用试桩和工程验收用检测桩合并进行, 能够有效节约桩基工期和检测费用。
高应变检测的基本原理是在桩顶轴向施加一个冲击力, 使桩产生足够的贯入度, 实测由此产生的桩身质点应力和加速度的响应, 通过波动理论分析, 判定单桩竖向抗压承载力。大直径扩底桩、大直径端承灌注桩、大直径摩擦端承灌注桩, 桩长大于40m大直径摩擦桩在桩顶锤击时难以实现足够的贯入度, 不宜采用高应变进行竖向抗压承载力检测, 除此以外的桩基可采用高应变进行竖向抗压承载力检测。
3 结论
试桩和工程桩竖向承载力检测是桩基工程的重要内容, 鉴于桩基的重要性以及实际项目的多样性、复杂性, 为做到桩基工程安全适用、经济合理、确保质量, 论文归纳了现行国家规范中的相关规定, 结合实践经验阐述具体应用, 供相关工程人员参考。
参考文献
[1]JGJ 94—2008.建筑桩基技术规范[S].北京:中国建筑工业出版社, 2008.
[2]JGJ 106—2003.建筑基桩检测技术规范[S].北京:中国建筑工业出版社, 2003.
[3]GB 50007—2011.建筑地基基础设计规范[S].北京:中国建筑工业出版社, 2011.
嵌岩桩的竖向承载力分析 第2篇
嵌岩桩是指桩端潜入中风化或微风化基岩内一定深度的冲、钻挖孔灌注桩。由于嵌岩桩具有单桩承载力高,群桩效应小,建筑物沉降收敛快等特点,受到国内、外工程界的大力推广应用。但因嵌岩桩的受力模式及受力机理认识不清,及存在不同的执行规范,其设计方法、参数取值、检测标准不一,导致设计人员在设计时往往多保持保守态度,继而造成经济上的浪费。通过荷载试验所收集的数据与工程实例,对嵌岩桩做对比分析,提出改进措施。
2 嵌岩桩承载性状分析
过去普遍认为嵌岩桩由于沉降小,桩侧磨阻力很难发挥出来,因此设计时多按端承桩进行考虑,到了20世纪90年代,有学者提出了嵌岩桩极限承载力是由上层覆盖的极限侧阻力,嵌岩段极限侧阻力和桩端极限阻力组成,这一观点很快得到了学术界的普遍认可。
3 现场荷载试验
东莞市某32层商业广场主楼,场地内中风化花岗岩均有揭露,岩心呈断柱状,裂隙发育,设计承载力特征值为8000MPa。我们在位于地面以下11~13m处,对1#、12#、29#桩的桩井底部岩面进行了现场岩基载荷试验。实验利用潜在破裂面内的岩体,通过钢托梁传递,经装有精密压力表的千斤顶对试验岩基面逐级施加荷载。用两个量成为250mm的RS-JYB专用位移传感器对称安装于压板上,由RS-JYB测读岩基在各级荷载作用下的沉降量。实验结果如下:
本试验在加载了最大试验荷载时,三处岩基均未出现极限荷载,依据《建筑地基基础设计规范》(GB5007-2002)判断fak>8000KPa,造成这种结果除设计人员过于保守外,主要是未考虑到由于桩身混凝土弹性压缩及桩底基岩的应变引起的桩侧磨阻力。
4嵌岩桩按承载性状的分类
在实际工程中,在不同地质条件和几何尺寸等多种因素的影响下,嵌岩桩表现出端承和摩擦特性。
4.1按端承桩计算的情况如下:
a.桩端持力层在中风化硬质岩(如花岗岩和微风花软质岩)中,且长径比L/D≤10冲、钻孔桩和长径比L/D≤12的人工挖孔桩。
b.当长径比L/D比较大,而桩侧处于沿海厚层或巨厚层软土中(如淤泥)其承载力主要嵌岩段侧阻和端阻承担的桩。
4.2考虑摩擦性状计算的情况如下:
a.当L/D≥40,嵌岩桩端在设计荷载下,其承载作用很小,上部荷载主要由桩侧摩阻承担,属于摩擦桩。
b.对于L/D>15~20的泥浆护壁冲、钻孔嵌岩桩,无论是嵌入风化岩还是完整基岩中,其荷载传递具有一般摩擦桩的特性,即桩侧阻力先于端阻力发挥出来,桩端分担的荷载较小,属于摩擦桩。
c.当混凝土桩的孔底沉渣厚度超过规范规定,因嵌岩桩存在软垫(钻孔桩的孔底总会残留一部分沉渣,形成一个可压缩的软垫,致使桩底也会产生沉降,称为“软垫”效应),桩的承载性状均为摩擦桩或摩擦端承桩(当沉渣比较薄时)。
5嵌岩桩耐力的计算方法
根据《建筑桩基技术规范》(JGJ94-94),其那岩桩单桩竖向极限承载力标准值由桩周土总侧阻、嵌岩段总侧阻和总端阻三部分组成。
Qsk=U∑ξsiqsiLi为土的总极限侧阻力标准值。
Qrk=Uξsfrchr为嵌岩段总极限侧阻力标准值。
Qpk=ξpfrcAp为总极限端阻力标准值。
其中:U为桩身周长;
ξsi为覆盖层第i层土的侧阻力发挥系数;当桩的长径比(L/D<30),桩端置于新鲜或微风化硬质岩中且桩底无沉渣时,粘性土、粉质土,取ξsi=0.8,砂类土及碎石类土ξsi=0.7;其他情况取ξsi=1;
qsi为桩周第i层土的极限侧阻力标准值;
Li为按土层划分的各段桩长;
frc为岩石饱和单轴抗压强度标准值;
hr为桩身嵌岩(中风化、微风化、新鲜基岩)深度,超过5d时,取hr=5d;当岩层表面倾斜时,以坡下方的嵌岩深度为准;
Ap为桩截面积;ξs、ξp为嵌岩段侧阻力和端阻力修正系数(按表2取)。
注当嵌岩段为中风化岩时表中数值乘以0.9折减;
a.对于端承的嵌岩桩,不计承台—桩群—土的相互作用产生的群桩效应,其桩竖向承载力设计值R=(Qrk+Qpk)/rp
b.对于考虑摩擦性状的嵌岩桩群桩基础,由于桩端持力层为基岩,其沉降量与单桩相近,承台土阻力小到可忽略不计。侧阻、端阻的群桩效应也可忽略不计,基桩竖向承载力设计值R=Qsk/rs+(Qrk+Qpk)/rp(rs、rp见表3)。
6工程实例
某高层建筑工程地质情况及桩基设计参数:
+0.000(1)吹填沙qsk=30KPa
-2.000m(2)粉土qsk=15KPa
-12.000m(3)黏土qsk=50KPa
-14.000m(4)强风化花岗岩qsk=120KPa
-18.000m(5)中风化花岗岩qsk=qpk=6000KPa
该工程采用冲击成孔嵌岩灌注桩,桩径φ800,桩端持力层为中风化花岗岩,桩端进入中风化岩2.0m,桩顶标高0.000米,实际桩长L=20.0m,虽然中风化花岗岩基岩强度较高,但由于桩的长径比较大(L/D=25),因此应该考虑桩侧阻力,按端承摩擦桩计算,若按纯端承桩计算则基桩竖向承载力很低,与实际情况不符。
本工程桩周长U=2.51m桩端面积AP=0.50m2
设计取值R=2600KN>>1507.99KN
桩基施工后,经静载试验,实际单桩竖向极限承载力标准值达到设计要求。
7结论
嵌岩桩根据其不同工程地质条件,桩基几何尺寸和成桩工艺,可表现为端承及摩擦两种不同的承载性状,不能将嵌岩桩一概视为端承桩,在工程设计中应根据实际情况,具体制定嵌岩桩的承载类型,正确估算其单桩承载力。另外在具体工程实践中应考虑桩身强度等因素,综合确定嵌岩桩单桩承载力取值。
参考文献
[1]JGJ94-94.建筑桩基础技术规范[M].北京:中国建筑工业出版社,1995.
[2]关于嵌岩桩承载力的探讨[J].建筑科技.
[3]贾瑞达,於法明.关于嵌岩桩桩端承载力去取值问题的探讨[J].
[4]GB5007-2002.建筑地基基础设计规范[M].2002,3.
竖向荷载作用下曲桩的承载力分析 第3篇
回顾一下桩基的研究历史, 主要是经验方法、数值方法、弹性理论法以及在各种假设条件所开展的研究方法, 这些方法对桩基工作特性的研究有着不可磨灭的意义;然而对于斜桩、单桩及有斜桩群桩, 荷载传递机理中倾斜角度的不同影响则缺乏研究, 使得斜桩在工程实践中的应用仍具有一定的盲目性。本文将着重于找出倾角对应力应变对应关系的影响。为今后斜桩在施工设计中的使用规范化做参考。
1室内试验方案的设计
1.1 模型桩的设计
本试验采用PPC管材来进行模拟, 由于岩土工程室内模型试验的要求, 比例一般控制在1∶30～1∶200之间。考虑到比例选取过小将导致试验的操作难度增大, 精度也随之下降;比例选取较大时试验场地经费消耗过大;所以折中选取比例为1∶50, 拟定模型桩长为670 mm, 截面选取比例应小于长度比例, 内、外径分别为18 mm、26 mm, 中空部分用试验砂土填实, 尽量弥补模型桩入土后的内外压力差。其弹性模量由测试得出为2.5×103Pa。
1.2 模型槽的选取
试验用模型槽为1.5×1.5×1.1 (m) 的蓄水箱, 无盖, 其四面与地面均由8 mm厚钢板相互焊接而成。考虑到土量大小、填土的保水能力、边界效应等因素, 其尺寸应满足以下两点:①高度应大于等于1.5倍的桩长;②其宽度应大于等于承台板的5倍高度。
1.3 模型土的选取
本次试验采用砂来模拟地基土, 每装填20 cm厚度砂时均需要人工夯实, 夯实后采用环刀取样分析以确保其均匀性, 待其满足要求后继续分层填注, 来保证两次填土性质相似。待砂土填满夯实后采用千斤顶加载对其进行载荷板试验, 由下式求出其地基变形模量为4.3×104Pa。
undefined (1)
式中, b为承压板的边长或直径;ω为沉降影响系数, 承压板为方形时取0.88, 圆形时取0.79;泊松比取0.26。通过直剪试验得出其内摩擦角为32°。
1.4 加载系统的设计
加载系统采用传统静载试验的堆载体系, 通过在模型上方堆载荷载, 以千斤顶向上顶升时产生的反力为桩顶荷载, 其具体做法见图1。千斤顶为4 t油压千斤顶, 通过在千斤顶与荷载之间设置量力环来读取荷载数值, 桩基沉降则通过安置在承压板两侧的百分表读取, 为使读数精确, 故以承压板中心 (桩头轴向受压位置) 为对称中心, 于两个对角处分别设置百分表, 这样不但沉降读取方便, 还能够有效观察桩头是否偏心受压。考虑到模型装的沉降会比较大, 故选用30 mm大量程百分表测量, 待沉降读数后取其平均值为桩头沉降。由于量力环只能通过位移反应荷载大小, 本试验用量力环标定曲线见图2。
1.5 桩身应变的测量
桩身应变可由试验前设置于桩身表面的应变片得出。为了尽量准确反映桩身应变情况, 故在桩身两侧对称位置每10 cm安置应变片, 每根模型需安装10个应变片。桩身各个测点弯矩可由下式求得:
undefined (2)
式中, EI为截面抗弯刚度;εy、εl为截面各个测点的压、拉应变;d为桩径。
1.6 试验荷载的加载
加载应严格按照《建主机桩检测技术规范》执行。
1.7 试验成果分析
本次模型试验测试斜桩倾斜角度为0°、8°、15°、25°, 由于设备限制, 荷载控制在1 600N内, 每个角度进行三组测试, 并对其结果进行比较分析, 以使试验数据更加可靠, 以下为试验成果见图3。
从图3可以看出, 在200N和400N荷载作用下, 0°、8°、15°、20°、25°的沉降与荷载呈线性相关, 变化几乎相同, 在600N荷载作用下, 20°和25°的模型桩沉降相对0°、8°、15°的模型桩沉降开始增大, 在800N、1 000N荷载作用下, 20°和25°的模型桩沉降数值则远远大于0°、8°和15°的模型桩沉降数值, 而在1 200N荷载作用下五个不同角度的模型桩沉降数值又相对统一 (其中沉降从大到小排列为0°、25°、8°、20°、15°) , 在1 400N和1 600N荷载作用下五个模型沉降数值基本与角度大小成反比关系, 即在1 600N荷载作用下, 0°到25°倾斜范围内倾斜角度越大, 其沉降相对越小。取沉降差距最大时荷载P=1000N, 桩身弯矩曲线如图4所示, 由图4可以看出, 在竖向荷载作用下桩身倾斜角度越大, 其桩身弯矩越大, 在220 mm深即桩身1/3处弯矩达到最大值, 而随着入土深度的变化, 弯矩逐渐下降, 在桩身1/2以下部位弯矩几乎相同。
2有限元数值分析
本文采用的是ANSYS有限元数值分析软件, 通过对试验进行实体建模, 得出成果如下:
2.1 荷载-沉降曲线
由图5可以看出在荷载不大时竖直桩的沉降最小, 倾斜角度越大其沉降越明显。在此情况下, 从下图看以看出8°的沉降曲线与竖直桩的沉降曲线几乎相同, 而其他角度则相差很大, 得出在小角度 (即倾斜角度小于8°时) 其沉降与竖直桩沉降无异。随着荷载的不断增大, 沉降曲线有明显的不同, 其角度越大, 沉降增幅越大, 而荷载继续增大时, 其沉降随角度的增大反而减少, 最终倾斜角度最大的沉降反而最小。
2.2 桩身侧摩阻力分布
从图6可以看出, 竖直桩的侧摩阻力基本成稳定的线性增长, 其他的模型的侧摩阻力则有明显拐点, 基本成S型增长, 而8°模型桩的侧摩阻力在0.2 m处基本与竖直桩相同, 随后变化曲线基本达到一致。
从图7可以看出, 角度越大, 在桩身入土处摩阻力越大, 但不同模型曲线在0.1 m到0.2 m之间基本交汇, 随后, 摩阻力增幅则随着角度的大小而变化, 角度越大, 则增幅越大, 桩底位置25度模型摩阻力为最大值。
从以上两图可以看出, 不论是桩身上侧还是下侧, 其摩阻力的变化都曲线都有明显的拐点, 并且拐点位置都基本相似。8°模型桩的摩阻力曲线与竖直桩的摩阻力曲线几乎相同, 仅区别与桩头处零摩阻力的位置。桩头处零摩阻力的范围与倾斜角度成正比, 角度越大, 其摩阻力为零的范围也就越大。
3结论与展望
(1) 由试验得出:不同倾斜度的斜桩其荷载-沉降曲线变化规律大体上相似, 特别在倾斜角度很小的情况 (8°以内) 下, 其变形曲线同竖直桩几乎完全相同, 当角度超过8度时, 其曲线开始有明显不同, 在荷载偏小的情况下, 角度的大小对沉降并无太大影响, 但随荷载的不断增大, 角度的大小直接影响到沉降的大小, 角度越大的斜桩, 其沉降反而越小。
(2) 由ANSYS模拟分析得出:无论竖直桩还是斜桩, 其荷载-沉降曲线都具有缓变的特点, 小角度的斜桩曲线呈S性, 随着角度的变化, 第二拐点向下推移的现象越加明显, 桩顶沉降较大时甚至无拐点。
(3) 桩身的弯矩大小受到斜桩倾斜度直接的影响, 倾斜角度越大, 其桩身的弯矩则越大, 而沉降则越小, 所以在桩身刚度足够大的情况下, 采用斜桩支撑会比竖直桩取得更好的效果。
(4) 由于斜桩受竖向荷载时桩身产生挠曲, 桩身上侧会产生桩土分离, 而下侧则会造成土体软化, 使得桩身侧摩阻力分部不均, 桩顶处一定长度范围内侧摩阻力减小, 桩顶附近侧摩阻力为零的范围随着倾斜程度的增加而不断增加。
本文仅仅对斜桩的单桩承载力性状进行了研究, 模型材料本身与混凝土材料工程性能相差甚远, 其桩身与砂土的相互作用也与实际工程中混凝土与黄土等的相互作用有很大差距, 所以试验数据具有很大的片面性。仅能为其他学者今后的研究工作提供一些参考。本文的不足及展望:①本文仅对倾斜的单桩进行了研究, 对于有斜桩的群桩承载性状仍需要更加深入的研究;②没有对斜桩的抗拔性能进行分析;③没有考虑水平位移对斜桩产生的影响;④加载过程中仅仅是进行了竖向加载, 并无对其他组合的考虑。
今后将对上述问题更进一步的研究, 希望能为工程建设和桩基础设计提供有价值的参考。
摘要：倾斜桩基受荷载后, 其工程性状同竖直桩基有很大差别, 其变形和承载力, 均会受到其倾斜程度的影响。由于目前该承载力分析理论发展并不成熟, 而随着工程技术的发展要求, 其应用需要也日益增长。本文采用了室内模型试验的方法来对其进行现场研究, 确定其工作性状规律, 再运用ANSYS有限元模拟软件对其进行数值分析, 将模拟性状同试验性状相拟合, 以达到校验的目的, 为今后的相关研究提供借鉴和参考。
关键词：桩基础,曲桩,沉降,单桩,斜桩
参考文献
[1]桩基工程手册编写委员会.桩基工程手册[M].北京:中国建筑工业出版社, 1995.
[2]JGJ106-2003, 建筑基桩检测技术规范[S].
[3]郑刚, 王丽.竖向荷载下作用下倾斜桩的荷载传递性状及承载力研究[J].岩土工程学报, 2008.
小径木组合墙骨竖向承载力试验研究 第4篇
轻型木结构主要由木骨架墙体 (剪力墙) 、木楼盖和木屋盖 (横隔) 组成, 适用于三层及三层以下的建筑[5]。该体系具有节能环保、施工快捷、抗震性能好等优点, 不仅在国外广泛应用, 也是我国恢复使用木结构以来应用最为广泛的木结构体系。轻型木结构体系的主要特点是骨架构件尺寸相对较小、排列较密, 其得名即源于单个构件断面较小[5]。其剪力墙一般由截面为38 mm×89 mm的规格材墙骨、顶梁板、底梁板和覆面板构成。小径木截面尺寸小, 参照墙骨在轻型木结构剪力墙中的应用形式, 结合小径木与轻型木结构的特点提出了一种小径木组合墙骨, 用于轻型木结构或类似体系, 可以替代规格材墙骨。
为研究小径木组合墙骨的承载性能, 制作了36根小径木组合墙骨, 组成12个竖向受压试件, 对其中6个进行了轴心受压试验, 另外6个进行了偏心受压试验。试验获得了该墙骨的破坏形式以及竖向承载力。试验表明该类墙骨有足够的竖向承载力, 可作为剪力墙墙骨使用。
1 小径木组合墙骨构造
如图1所示, 小径木组合墙骨由两个小径木柱肢组成。小径木小头直径大于60 mm时, 沿截面中央剖分小径木可形成两个半圆形截面的柱肢;小头直径小于60 mm时, 切削小径木一侧可形成一个弓形截面柱肢。两柱肢的两个平面相背放置, 保持两平面的距离相等, 采用U形钉连接两柱肢形成组合墙骨。U形钉布置在柱肢两侧, 两个爪分别钉在两个柱肢上, 与小径木组合墙骨角度呈45°左右。U形钉的排列方式可采用图1所示方式。
2 小径木组合墙骨承载力试验
2.1 试验模型
轻型木结构剪力墙中, 墙骨上端通过钉连接固定于顶梁板, 下端通过钉连接固定于底梁板, 墙骨的两侧钉有覆面板。由于覆面板对墙骨的约束作用, 在竖向荷载作用下, 墙骨只能在墙体平面外弯曲失稳。
结合轻型木结构剪力墙的构造以及墙骨在剪力墙中的受力特点, 设计了如图2所示的受压试件。试件由顶梁板、3根小径木组合墙骨、间断布置的覆面板以及底梁板组成。顶梁板与底梁板采用截面为38 mm×140 mm的No.2级SPF规格材制作, 其中顶梁板为双层规格材, 底梁板为单层规格材。小径木柱肢采用小头直径为40~100 mm的东北落叶松小径木制作, 其中小头直径在80 mm左右较集中。采用的U形钉的横段最粗部分直径为8 mm, 长度为160 mm左右, 爪长30 mm左右, 爪根部截面不规则, 直径在3~4 mm之间。U形钉在墙骨两侧交叉布置, 每根组合墙骨布置8颗, 其间距见图2 (b) 。覆面板采用9.5 mm厚的定向木片板 (OSB) 。
构件之间的连接采用钉连接, 其中, 墙骨每端通过4颗直径为3.8 mm、长度为80 mm的圆钉以垂直钉连接的方式固定于顶梁板或底梁板, OSB板在墙体两侧对称间断布置, 与每个柱肢通过2颗直径2.8 mm、长度50 mm的圆钉连接。所有的钉均采用手工钉入。间断布置覆面板是为了避免覆面板影响墙体的竖向承载力, 同时由于覆面板的联系作用, 3根墙骨互为侧向支撑, 在竖向荷载作用下可使墙骨只在墙体平面外失稳。
由于在轻型木结构中, 边部墙体处于偏心受压状态, 而中部墙体属于轴心受压状态。考虑以上两种受力特点, 共制作了12个竖向受压试件, 对其中6个试件进行轴心受压试验, 编号为C1~C6, 6个试件进行偏心受压试验, 编号为E1~E6。
2.2 加载及测量方法
试件顶梁板朝下放置, 竖向荷载通过万能试验机施加, 加载速度为2 mm/min。如图3所示。通过改变单向刀铰的类型以及位置来实现轴心加载和偏心加载。轴心受压试件采用Ⅰ型刀铰, 竖向力作用于顶梁板 (底梁板) 中心线处;偏心受压试件的竖向力作用于顶梁板1/4宽度处, 距离中心线35 mm。偏心受压试验采用了两类刀铰, E1~E3采用Ⅱ型刀铰, 钢垫板宽度为140 mm, 与顶梁板同宽, E4~E6采用Ⅲ型刀铰, 钢垫板宽度为70 mm, 是顶梁板宽度的一半。
竖向荷载由试验机自带采集仪采集。布置2个LVDT测量组合墙骨的竖向变形, 6个LVDT测量组合墙骨的侧向位移, 其中2个测量顶梁板的侧向位移, 2个测量底梁板的侧向位移, 2个测量墙体中部的侧向位移。LVDT的位移通过WS3811动态应变采集仪采集。图4是装载试件后的全景图。
3 试验结果与讨论
3.1 试验现象
除一个偏心受压试件E5外, 其他轴压与偏压试件均表现为整体失稳破坏。在最大荷载之前的加载过程中, 试件无明显变化, 侧移较小。接近最大荷载时, 侧移明显增加, 组合墙骨开始出现肉眼可见弯曲变形;之后竖向荷载很快达到最大值并且开始下降, 组合墙骨的弯曲变形以较快的速率增长, 试件表现为整体弯曲失稳破坏, 如图5 (a) 所示。继续加载, 侧向变形持续增大, 竖向荷载持续下降, 同时相继出现局部破坏, 包括U形钉受压弯曲[图5 (b) ]及受拉拔出[图5 (c) ]、顶梁板劈裂[图5 (d) ]及柱肢断裂[图5 (e) ]。
除上文提到的普遍现象外, 采用III型刀铰的三个试件由于竖向荷载全部由顶梁板、底梁板分配于两个柱肢, 出现的区别于上述试件的现象如下:在竖向荷载下, 偏心受压试件E5在无明显变形的情况下, 突然出现了底梁板开裂现象, 如图6 (a) 所示, 表现为强度破坏。该试件的最大荷载为82.95 k N。底梁板开裂是由于竖向荷载通过底梁板分配于两个柱肢, 底梁板受弯, 受拉区开裂破坏。偏心受压试件E4在竖向荷载为40 k N, 尚未达到最大竖向荷载时, 偏心一侧的柱肢挤压顶梁板, 发生图6 (b) 所示破坏。类似的, 试件E6在45 k N时顶梁板处出现了裂缝, 但以上两个试件最终仍表现为整体失稳破坏。
3.2 竖向承载力
试件中央挠度取试件一半高度处两个侧向LVDT测点的位移平均值扣除顶梁板和底梁板处4个侧向LVDT测点的位移平均值后的位移值。选取两个试件给出了试件的荷载-侧向挠度曲线 (图7) 。从图中可以发现, 试件属于极值点失稳。
统计各试件的最大荷载, 可知轴心受压试件承载力的平均值为73.85 k N, 标准差为5.96 k N;偏心受压试件承载力的平均值为64.78 k N, 标准差为5.85 k N。轴心受压承载力比偏心受压承载力高约14%。各个墙骨的尺寸有所差异, 可取试件承载力除以3得到单根墙骨的承载力, 单根墙骨轴心受压承载力的平均值为24.62 k N, 偏心受压承载力的平均值为21.59 k N。
轻型木结构中最常用的墙骨为No.2级2×4规格材[6], 其截面尺寸为38 mm×89 mm。按《木结构设计规范》GB 50005[7]计算, 当长度为2 550 mm时, 取抗压强度平均值计算得的绕强轴的稳定承载力平均值为27.16 k N。该值与本文提出的墙骨的实测值接近, 可见本文提出的墙骨有足够的竖向承载力, 可作为规格材墙骨的替代品使用。
4 结论
提出了一种小径木组合墙骨, 制作了36个小径木组合墙骨, 组成12个受压试件, 测试了其受压与偏压竖向承载力。试验测得单个墙骨的轴压竖向承载力为24.62 k N, 偏压竖向承载力为21.59 k N, 与轻型木木结构剪力墙中常用规格材墙骨的竖向承载力接近, 可见提出的墙骨可作为规格材墙骨的替代品。研究是在轻型木结构剪力墙中应用该种墙骨的基础, 可推动小径木作为结构构件的应用。
参考文献
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竖向承载力检测 第5篇
关键词：隧道开挖,两阶段法,剪切位移法
随着城市的发展, 交通拥堵越来越严重, 许多城市开始开发地下空间, 地铁隧道施工会引起相邻建筑物中的桩基产生附加内力和变形, 甚至会造成桩基础的失稳而威胁上部结构的安全, 因此, 分析隧道开挖引起的地层位移及其对邻近桩基础的影响是一个非常重要的问题[1]。
目前关于隧道开挖对桩基影响的分析方法主要有两类, 第一类是整体分析方法。整体分析法计算较为准确, 但建模比较复杂, 因而不被工程设计人员广泛接受。第二类为两阶段分析方法, 第一阶段分析隧道开挖引起的桩周土体变形;第二阶段将桩周土的变形施加到桩上, 分析桩的变形及内力变化。Loganathan[2]、Chen等[3]、王占生等[4]采用两阶段分析方法评价了隧道施工对桩基的影响。两阶段法意义明确, 易于接受, 然而目前没有简单明确的解析方法能够计算隧道施工对桩基的影响。
本文首先采用剪切位移法计算隧道开挖前的桩身轴力及摩阻力;然后采用两阶段分析方法计算隧道开挖后引起的桩身位移、轴力及摩阻力, 第一阶段采用Loganathan等[2]解析解计算隧道开挖引起的土体自由位移场, 并用五次曲线进行拟合, 第二阶段采用剪切位移法, 建立单桩在被动位移下的平衡方程, 计算单桩由于隧道开挖引起的位移和内力, 将两种状态的结果叠加后得出桩身位移、轴力及摩阻力分布形式。最后, 验算开挖引起的负摩阻力作用下桩身结构的正常使用是否满足要求。
1 基本方程建立以及求解
1.1 地铁开挖前桩基受力计算
位移平衡方程为:
式 (1) 中, τz为桩侧摩阻力;up为桩截面周长;z为计算截面至地表的距离;A及Ep为桩身截面面积和弹性模量;up为桩身截面周长;γ为桩基混凝土重度。
受荷桩桩侧土体变形可理想的视作同心圆柱体 (图1) , Randolph和Wroth[5]假定把桩周土体简化为均匀分布的弹簧, 得到桩侧土体荷载位移的表达式:
将式 (2) 代入式 (1) 中, 可得:
令, 则, 式 (3) 可化为:
解微分方程 (4) 得, 距地表深度z处桩身位移为:
桩身轴力为:
联立式 (5) 、式 (6) 可得:
可将其简化为:
对于顶面深度为z高为Δz的微段, 则其顶面位移和轴力、底面位移和轴力分别为:
由上两式可得:
式 (7) 中, T为传递矩阵。
对于桩顶, 可以得出其位移及轴力为:
桩端土体位移方程将桩端看做刚性压块, 可用Boussinesq公式求解, 即
取不同的桩端沉降量wb=0, 1, 2, …, n, 由式 (9) 可得到不同的桩端轴力pb, 代入式 (8) 则可得到不同的桩顶荷载p0和桩顶沉降w0, 并可得到轴力及桩侧摩阻力沿桩身的分布曲线。
1.2 开挖引起的土体自由场位移
计算隧道开挖引起的土体自由位移场, 可以采用Loganathan和Poulos (1998) [5]提出的修正解析公式:
式 (10) 中, Sz为隧道开挖引起的地层沉降;R为隧道半径;z为地层深度;H为隧道纵轴线深度;μ为土体泊松比;x为距隧道中心线的水平距离;ε0为平均地层损失比;g为间隙参数, 指实际隧道开挖轮廓线与设计断面轮廓线之间的间隙值。
为便于求解上述位移方程, 采用Matlab软件, 将Loganathan解析解拟合为五次曲线:
式 (11) 中, a、b、c、d、e、f为拟合系数。
1.3 桩身位移求解方法
1.3.1 桩身平衡微分方程
取桩身dz长的某一受力单元如图2所示, 则该单元的受力平衡方程可写为:
式 (12) 中, N为桩身横截面正应力;τ为桩侧摩阻力, 此处假定τ方向向下, 即为负摩阻力;U为桩身横截面周长。
由胡克定律可知,
式 (13) 中, Ep为桩身混凝土弹性模量;ε为桩身混凝土弹性应变。
将式 (13) 代入式 (12) 中, 可得:
式 (14) 即为隧道开挖时, 桩侧竖向荷载作用下桩身位移控制方程。
1.3.2 荷载传递模型
可通过有代表性的传递函数模型, 指数曲线 (Kezdi) 、理想弹塑性 (佐藤悟) [6]、双曲线 (Gvardner) [7]代入公式 (14) 求解。
此处选取理想弹塑性函数模型, 该模型使用时数学处理起来较为简单, 同时考虑了桩土剪切位移及桩土接触特性对桩侧摩阻力的影响。
理想弹塑性模型可表示如下:
式 (15) 中, τf为桩侧摩阻力限值;S、w分别为土体沉降和桩身沉降;Smn、Sms分别为对应于负摩阻力和正摩阻力达到各自极限值时的剪切位移限值;k为桩土相对位移位于限值以内时的比例系数。
可根据现场试验确定, 缺乏条件时也可根据地区经验取值。根据土性不同Smn、Sms其大小也不同:黏性土为4~6 mm, 砂类土为6~10 mm。
当剪应力τ超过土体抗剪强度τf时, 可视为土体达到破坏状态。因此, 对于双折线模型公式 (15) 中的桩侧摩阻力限值τf, 可用下式来表达
式中, τf为破坏面上抗剪强度;c为土体黏聚力;;φ为土体内摩擦角σn为桩土接触面法向应力;ks为土体侧应力系数;γ为土体容重;z为桩土接触面处的土体深度。
1.3.3 桩身位移求解
(1) 当土体与桩剪切位移达到极限值Smn时, 将式 (15) 第一式代入式 (14) 中, 得桩身位移方程为:
解方程得其解为:
桩身附加轴力为:
桩顶边界条件:
2) 当桩土剪切位移未小于极限值Smn且大于-Sms时, 此时可认为桩土之间没发生相对滑移。
由式 (2) 可知, 此处桩土相对位移为s-w。
由式 (2) 、式 (14) 、式 (15) 第二式, 得桩身位移方程为:
由式 (18) 和式 (19) 可得:
令, 得:
式 (19) ～式 (21) 中, w为土层沉降引起的桩身沉降;s为没有桥桩时桩位置处对应的土层沉降;E为桩体弹性模量;A桩截面积;Gs为土体剪切模量;r0为桩半径;rm为桩的有效半径, rm=2.5 L (1-μ) , L桩长, μ为土体泊松比。
利用常数变异法解式 (21) , 得其解为:
将式 (11) 代入上式得桩身沉降为:
桩身附加轴力为:
代入边界条件:
式中, z1为桩侧土发生剪切破坏时对应的竖向深度, w1、P1为深度处对应的桩身位移和轴力;若经计算土体未发生剪切破坏 (即桩土剪切位移未到达到极限值) , 则z0取为0, w0、P0为桩顶位移和外荷载。
3) 当桩土相对位移达到极限值Sms时, 将式 (15) 第四式代入式 (14) 中, 得桩身位移方程形式同式 (18) :
其解为:
解方程得桩身沉降为:
桩身附加轴力为:
桩顶边界条件:
桩底边界条件同式 (9) 。
2 计算实例
采用Matlab编程, 取隧道埋深15 m, 椭圆形断面, 横轴长6.3 m, 竖轴长6.5 m, 断面间隙取2 cm, 桩径0.75 m, 桩长45 m, 面积A为1.77 m2, 弹性模量E为20 GPa, 泊松比0.15, 密度2.5×103kg/m3。各土层计算参数见表1。
2.1 开挖前初始轴力及摩阻力计算
当取桩端沉降量wb=1.412 mm时, 根据公式计算出对应桩顶沉降量w0=1.531 mm, 桩顶轴力pb=240 kN。
将桩顶轴力p0和计算所得桩顶位移w0作为初始条件, 代入方程中求解可得出初始状态下桩身轴力和桩周摩阻力。
2.2 开挖后土体沉降及曲线拟合
计算水平向距隧道中心线为13 m、竖向距水平轴0~45 m (步距0.5 m) 的地层沉降值, 并绘图如图3。
地层损失率:
计算得土体自由位移五次拟合曲线为:
2.3 计算桩身各段的位移
开挖前以及开挖后的桩身位移、轴力及摩阻力结果见图4~图6。
2.4 桩基承载力以及混凝土强度验算
2.4.1 桩基承载力验算
向下荷载主要由桩顶荷载和桩侧负摩阻力构成。
其合力为:
桩侧及桩端土体极限承载力Qu为:
承载力特征值Ra=Qu/K=2 157.08/2=1 078.5 kN, Q<Ra, 所以开挖后承载力满足要求。
2.4.2 混凝土强度验算
根据《建筑地基基础设计规范》GB 50007—2011第8.5.11条规定, 单桩竖向力设计值为:
式中, fc为混凝土轴心抗压强度设计值, k Pa, 按现行国家标准《混凝土结构设计规范》GB 50010取值;Q为相应于作用的基本组合时的单桩竖向力设计值, kN;Ap为桩身横截面积, m2;φc为工作条件系数, 非预应力预制桩取0.75, 预应力桩取0.55~0.65, 灌注桩取0.6~0.8 (水下灌注桩、长桩或混凝土强度等级高于C35时用低值) 。
此处φc取0.6, 根据上式得
Apfcφc=1.44×14 300×0.6=12 355 kN负摩阻力作用下桩身轴力最大值Pmax=261.27kN<Apfcφc=12 355 kN, 故桩身混凝土强度能达到要求, 不会因为负摩阻力的影响达到压屈破坏。
3 结论
(1) 基于剪切位移法原理计算桩身初始位移、轴力及摩阻力。初始轴力随深度逐渐减小, 最大位置位于桩顶为240 kN, 桩周摩阻力呈先增后减趋势, 最大摩阻力为1.4 kN/m2;采用二阶段法计算隧道开挖引起的桩身位移、轴力及摩阻力变化。顶位移为0.91 mm, 轴力增加最大位于桩土位移相等处, 为90.7 kN, 引起的最大负摩阻力为-1.92 kN/m2;
(2) 将初始状态与开挖引起的桩轴力及摩阻力叠加后算出开挖隧道后最大轴力为261.274 kN, 在距地表9 m以内为负摩阻力, 9 m以下为正摩阻力, 呈先增后减趋势。
(3) 通过混凝土强度验算和承载力验算, 得出桩基在此中情况下的承载力以及强度满足要求。
参考文献
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竖向承载力检测 第6篇
随着国民经济建设的高速发展,对电力的需求不断增加,高压送电成为了远距离电力输送的主要型式。我国幅员辽阔,山区丘陵地带较多,在输电线路工程中,山区输电线路工程占有相当比重,为满足铁塔修建的要求,部分桩基不得不修建在斜陡坡地段甚至悬崖峭壁上。相比平地上的桩基,位于斜坡或陡坡地段的桩基表现出一定的特殊性:(1)受力的特殊性,桩基除了承受竖向荷载外,还将承受来自坡体的侧向土压力;(2)条件的特殊性:斜坡桩基与平坡桩基周边土体提供的竖向阻力有很大差异;(3)使用功能的特殊性:同时具有承载与抗滑的双重功能。这些特殊性决定了斜坡桩基受力特性更为复杂。
国内外许多专家和学者对桩基竖向承载特性展开了深入研究,取得了大量的理论成果。李晋,等[1]利用有限元数值方法,研究了不同参数对大直径钻埋预应力混凝土空心基桩单桩承载力性状的影响。杨岳华,等[2]对某大桥钻孔灌注桩静载试验数据进行分析,并根据单桩荷载传递理论建立竖向荷载作用下桩土相对位移沿桩长分布的微分方程。陈铁冰[3]应用BP神经网络,对混凝土预制桩单桩竖向极限承载力进行预测,并分析了各种参数对单桩竖向极限承载力的影响。黄生根、龚维明[4]结合大直径超长桩试桩资料,应用有限元方法分析了压浆对大直径超长钻孔灌注桩承载性能的影响。吴兴序,等[5]对昔格达岩层中13根灌注桩进行了单桩轴向静载试验,研究桩的竖向承载力和影响承载力的因素。赵春风,等[6]结合现行规范,在利用高应变动力测试获得单桩极限侧摩阻力和极限端阻力的基础上,提出静力触探估算单桩极限承载力的修正公式,并对其修正系数进行分析。
可见,目前对单桩竖向承载力的研究很多,但所得出的理论成果和工程经验大多都是针对平地桩基,鲜有对斜坡桩基承载力的研究。现采用数值模拟的方法,研究斜坡桩基竖向承载特性,并分析影响斜坡桩基竖向承载力的因素。
1 数值模拟方案
1.1 计算方法
数值模拟是对岩土体受力状态的近似模拟,为方便计算,通常可对复杂的真实岩土体条件进行适当简化,忽略对实际工程影响小的因素,而主要研究对岩土体起主导作用的因素对实际岩土体应力应变的影响。本次数值模拟作以下简化:
(1)斜坡坡面按直线处理。
(2)采用平面应变问题模拟研究实际工况。
(3)桩采用立方体线弹性模型。
(4)仅在桩基础上下和左右面设置桩土接触面。
本次数值模拟采用增量应力法来模拟,即通过在桩基础上施加等量应力,同时将桩的刚度设置得较大来实现模拟的方法。斜坡桩基承载的极限状态是斜坡与桩基整体失稳,本次数值模拟采用模型的稳定性作为计算终止的控制条件,即当模型不能平衡时,作为计算终止的标准。
1.2 计算模型
本次数值模拟的模型按如下原则建立:取实际斜坡体中桩体进行模拟计算,斜坡的坡度、桩长、临坡距按照预先设定的工况进行设计。鉴于计算工况较多,此处仅给出一个工况的模型网格图(图1)。
模型边界条件为:水平方向上固定模型左右侧边界以限制其x方向上的水平位移,限制整个模型y方向上的水平位移。模型地面固定三个方向上的位移,其他边界不设边界条件。
1.3 计算参数
1.3.1 斜坡岩土体的计算参数
本次模拟斜坡土体为中硬地层,土体采用Mohr-Coulomb模型,参考《工程地质手册》[7]和工程经验,材料参数见表1。
1.3.2 桩体的计算参数
桩体采用线弹性模型,其模型参数为:弹性模量E=30 000 MPa,泊松比μ=0.25,密度ρ=2 500kg/m3。
1.3.3 接触面的计算参数
接触面参数选取由接触面的不同方式决定,桩土两个面在荷载作用下可产生滑移和分离,故为硬接触面。法向刚度kn、切向刚度ks参照文献[8]中建议的公式:
结合经验,参照式(1)计算结果,其模型参数取为:法向刚度kn=108Pa/m,切向刚度ks=108Pa/m,摩擦角αfric=20°,黏结力Fcoh=20 kPa。
1.4 计算工况
数值模拟主要研究斜坡桩基在不同工况条件下应力、变形以及承载力,重点考虑斜坡几何尺寸对桩-土作用效应的影响,以坡度、临坡距为主要控制因素,分别设计了不同的工况作对比分析,具体见表2。
2 斜坡对桩基极限承载力的影响
对于斜坡地基,由于斜坡的存在和影响,当荷载增大到一定程度时,斜坡上开始出现塑性区,并不断地向桩身一侧扩展,最终形成滑动面,即斜坡达到破坏状态,桩和地基将不能再承受更大的荷载,此为斜坡桩基的极限承载力。以下将分析不同坡度、临坡距条件下桩基极限承载力的变化规律和影响因素。
2.1 不同坡度对极限承载力的影响
为全面考察坡度对于斜坡桩基承载力的影响,通过调整斜坡坡度来实现不同斜坡条件下岩土体的承载力问题。表3给出不同坡度下斜坡桩基极限承载力计算结果,为与平地桩基极限承载力进行对比分析,列出平地桩基极限承载力计算结果。
从表3可以看出,坡度与极限承载力呈反比关系,随着坡度的减小,极限承载力在逐渐增大。分析其原因,最直观的在于随着坡度的增加,桩左边边界距坡面的距离相对增加,可以承担载荷的岩土体面积增加,如图2及图3所示。当坡度较大时,斜坡上很容易出现塑性区并能快速发展,当边坡上的塑性区和桩侧塑性区逐渐贯通后,斜坡桩基承载力即达到极限状态;随着坡度的减小,桩左边边界距坡面的距离相对增大,斜坡的影响减小,在和坡度大的工况受到同等荷载的条件下,斜坡面上的塑性区和桩身一侧的塑性区较难以贯通,其最终的极限承载力较大。
表4给出了不同坡度条件下拐点变形与桩径比,从表中可以看出,坡度和拐点时变形与桩径比呈反比关系,随着坡度的减小,变形与桩径比在逐渐增大。通过前面分析可知极限承载力随着坡度的增大而减小,坡度较大的工况其达到极限状态时所发生的变形较小。这主要是因为坡度较大的工况,由于边坡土的缺失效应,其桩侧可承受桩作用的面积减小,当加载到一定力,变形达到一定程度时斜坡上塑性区将会大面积出现,并出现滑移面,斜坡桩基将不能承受更大的荷载,即达到极限状态的变形。而对于坡度较小的工况,边坡土的缺失效应相对影响较小,其桩侧可承受桩作用的面积增大,可承受的极限荷载增大,故极限状态时的变形增大。
2.2 不同临坡距对极限承载力的影响
为考察临坡距对极限承载力的影响,分别设计6种临坡距来模拟不同桩埋设的情况,具体计算结果见表5。
从表5可以看出,随着临坡距的增大,极限承载力逐渐增大,当临坡距达到一定程度时,而极限承载力变化幅度减小,开始趋于稳定在某一个值。其原因分析如下:临坡距决定着桩周可承载的岩土体体积,即随着临坡距的增加,桩左边边界距坡面的距离相对增加,可以承担载荷的岩土体面积增加,如图4—图6所示。从图中可看出,当临坡距较小时,斜坡上很容易出现塑性区并能快速发展,当边坡上的塑性区和桩侧塑性区逐渐贯通后,斜坡桩基承载力即达到极限状态;随着临坡距的增大,桩左边边界距坡面的距离相对增大,斜坡的影响减小,在和临坡距小的工况受到同等荷载的条件下,斜坡面上的塑性区和桩身一侧的塑性区较难以贯通,其最终的极限承载力较大。当临坡距达到一定程度时,塑性区分布基本接近平面地基,而极限承载力变化幅度减小,开始趋于稳定在某一个值,上述结论可为现场施工提供一定指导。
从表6中可以看出,临坡距和拐点时变形与桩径比呈正比关系,随着临坡距的增大,变形与桩径比在逐渐增大。通过前面分析可知极限承载力随着临坡距的增大而增大,临坡距较小的工况其达到极限状态时所发生的变形较小。这主要是因为临坡距较小的工况,由于边坡土的缺失效应,其桩侧可承受桩作用的面积减小,当加载到一定力,变形达到一定程度时斜坡上塑性区将会大面积出现,并出现滑移面,斜坡桩基将不能承受更大的荷载,即达到极限状态的变形。而对于临坡距较大的工况,边坡土的缺失效应相对影响较小,其桩侧可承受桩作用的面积增大,可承受的极限荷载增大,故极限状态时的变形增大。这从图4临坡距为B条件下达到p-s曲线拐点时塑性区图可以看出,此时斜坡的塑性区已经贯通,而图6临坡距为10B条件下达到p-s曲线拐点时塑性区图可以看出此时斜坡塑性区还没有贯通。
3 斜坡桩基竖向承载力实用计算方法
各工况下斜坡桩基极限承载力与平地桩基承载力的比值列于表7。
从表中可看出,当临坡距为2倍桩径时,边坡坡度对极限承载力存在显著的影响,坡度较缓时(坡度1∶3),极限承载力为平地设计公式估算值的53.3%,而当坡度较大时(坡度1∶1),极限承载力减小为平地设计公式估算值的34.4%。
当坡度为1∶1时,极限承载力随临坡距的减小会进一步减小,如临坡距为1倍桩径时,两者的比值会减小至32%;当临坡距增大时,极限承载力会有所增加,与平地设计公式估算值之比会增大到48.8%。
上述数值模拟仅对部分工况进行了计算,为方便工程应用,同时考虑临坡距和坡度的影响,按正交法则对上述计算进行扩展,可以得到如表8的结果。
可见,对于坡度在1∶1—1∶3、临坡距在10倍桩径的斜坡桩基,其极限承载力为平地半无线空间上按设计计算公式估算承载力的32.0%~75.6%。
实际工程中,可以先按传统的设计计算方法确定平地桩地的承载力,然后根据实际坡度和临坡距离,采用插值的方法在表8取相应的调整系数,确定斜坡桩基的承载力。
4 结论
本文采用有限差分计算软件FLAC3D计算了竖向荷载下斜坡桩基极限承载力,并对其影响因素进行分析,主要结论如下。
(1)斜坡桩基的极限承载力与坡度、临坡距均有不同程度的关系。极限承载力与临坡距呈正比关系,即:临坡距越大,极限承载力越高。坡度与极限承载力呈反比关系,坡度越小,极限承载力越大。
(2)斜坡桩基条件下,可适当加大临坡距或桩长来提高极限承载力。地基条件较差时,可考虑削坡减小坡度的方法来提高斜坡的稳定性,也可以通过增加桩长来控制边坡潜在滑移面的位置,防止边坡的整体滑动。
(3)实际工程中,可以先按传统的设计计算方法确定平坡桩基的承载力,然后根据实际坡度和临坡距离,采用插值的方法在表8取相应的调整系数,确定斜坡桩基的承载力。
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竖向承载力检测 第7篇
桩基础是工程应用中被广泛采用的基础形式之一。其主要作用是把上部结构荷载通过桩身穿过较软弱地层或有水的土层传递到深部较坚硬的、压缩性小的土层或岩层中, 从而减少上部建 (构) 筑物的沉降, 确保建筑物的长久安全。
嵌岩桩是桩基工程中一种常见的桩基类型。其承载力高、沉降小、群桩效应弱、施工简单, 在桥梁、港口、建筑工程中被广泛采用。但由于嵌岩桩基所处地质条件的复杂性、施工工艺的多样性、施工质量的差异、现场试验费用高、破坏性试验难度大等原因, 试验研究资料相对比较欠缺, 嵌岩桩的承载性状尚不完全清楚。设计方面, 主要还是结合工程经验提出半理论半经验的经验公式确定嵌岩桩竖向承载力。行业规范、地区规范在嵌岩桩承载力计算方面差别较大。原位测试是研究嵌岩桩最直接、最有效的方法。本文结合南京地区某车站现场基桩自平衡试桩试验对嵌岩桩竖向承载力进行研究。
1 试桩概况
南京地区某车站基础采用C30钻孔灌注桩, 现场试桩桩径d=1.0m, 桩L=17.0m。试桩位置处地质状况见表1, 荷载箱底部位于桩底设计标高上2.0m处。
根据钻探野外观察、原位测试和室内试验数据等资料, 各地基岩土层评价如下: (3) -1b1-2层粉质粘土:为次生下蜀土, 可塑, 中压缩性, 强度较好, 透水性微弱; (3) -2b2-3层粉质粘土:软塑, 中压缩性, 强度较低, 透水性微弱; (3) -3b2层粉质粘土:为次生下蜀土, 可塑, 中压缩性, 强度一般, 透水性微弱; (5) e层残积土:非均质, 中低压缩性, 中高强度;K2p-2强风化岩:非均质, 属于极软岩, 遇水易软化崩解;K2p-3中风化岩:欠均质, 岩性岩质差异较大, 岩性为砂岩、泥质砂岩、砂质泥岩及泥岩, 夹层或互层较为明显, 水的软化作用明显, 为软化岩石。
2 自平衡试桩法
2.1 原理与方法
(1) 基桩静载自平衡测试原理。静载自平衡法对桩基进行试验主要装置是荷载箱。荷载箱与钢筋笼连接在一起放入桩体设计为之后与桩体一起浇筑成桩。主要由外经略小于桩径的顶盖和底盖、活塞及箱壁组成。
进行加载试验时, 要保证桩身强度达到设计要求, 试验人员在地面通过输压管对荷载箱内腔施加油压, 对桩身产生向上和向下相等的压力。随着油压的逐渐增加, 荷载箱的箱盖和箱底被推开, 荷载箱与桩身一起将同时向上、向下发生一定位移。这种桩土、桩岩相对位移调动桩土侧阻力、桩岩侧阻力以及桩端阻力的发挥通过埋设于桩身的钢筋计、位移传感器、频率仪等, 获得桩桩身向上位移、桩身向下位移、加载值等技术参数。
(2) 自平衡测试的荷载及位移转换。根据《桩承载力自平衡测试技术规程》 (DGJ32/TJ77-2009) , 根据实测荷载箱上、下位移计算承载力公式:
式中:Qu—单桩竖向抗压极限承载力;Qus—荷载箱上部桩的极限加载值;Qux—荷载箱下部桩的极限加载值;W—荷载箱上部桩有效自重;γ—荷载箱上部桩侧阻力修正系数:对于黏土、粉上, γ=0.8;对下砂土, γ=0.7;对于岩石, 取γ=1.0。若上部有不同类型的土层时取加权平均值。本工程γ=0.9。
(3) 自平衡测试的荷载及位移转换。一般的静载试验加载方向为竖直向下, 桩身位移也是竖直向下, 加载位置也在桩顶, 而自平衡测试法加载位置却位于桩身中下部, 加载方向同时有向上与向下两个方向。测试的结果包括向上、向下两个方向的荷载~位移曲线, 这与静载测试法只有向下的一个荷载~位移曲线显然有很大区别。因此, 要将自平衡法测试获得的Q上~S上、Q下~S下两条曲线转化为与常规静载试验等效一条Q~S曲线。
2.2 试验仪器与设备
(1) 加载设备。每根试桩采用高压油泵和0.4级精密压力表进行加压, 压力表最大加压值为60MPa, 其压力表由计量部门标定。
(2) 基准梁。基准梁, 采用I20工字钢。基准梁一端固定在基准桩上, 另一端简支于基准桩上。基准桩采用100mm×100mm角钢打入土中不少于1m。本工程使用6m的基准梁。
(3) 位移量测装置。检测时每根桩采用4只电子位移计量测试桩位移量的变位, 分别测定荷载箱顶板的向上位移和荷载箱底板的向下位移。
3 试验结果及分析
3.1 试桩载荷试验结果
采用逐级等量加载, 分级荷载为最大加载预估极限承载力的1/10, 第一次按两倍荷载分级加载。每级卸载量取加载时分级荷载的2倍, 采用5级逐级等量卸载。
试桩加载至第11级 (对应加载值为2×3850k N) 时, 因此时已超过预估最大加载值, 故终止加载, 开始卸载。根据现场实测数据绘制的Q-S曲线见图1, 加卸载分级及位移量表见表2。
3.2 桩身轴力及侧阻力确定
试桩在土层分界处布置钢筋计, 布点间距不大于3.0m, 此试桩布置位置为0、-2、-4、-6、-8、-9.6、-11.3、-12.6、-14、-15、-16和-17m。根据钢筋应变和钢筋与混凝土弹性模拟比值换算出桩身轴力, 进而计算出桩周侧摩阻力。试桩试验轴力分布图见图2。
桩身轴力自荷载箱位置向桩顶、桩底递减, 随着自平衡加载值的增加桩身轴力也逐渐增加, 虽然增加幅度不同, 但整体趋势相同。当加载到2×3850k N时, 桩底荷载2214k N。
由轴力分布得到桩侧摩阻力分布图, 随着加载值由700k N增加到3850k N, 各个桩段深度范围内侧摩阻力都呈现增大趋势, 桩顶以下8.0m范围内实测侧摩阻力小于勘查单位提供的极限侧摩阻力, 土层侧摩阻力未充分发挥。桩端上9.0m范围内大部分侧摩阻力超过勘察提供的极限侧摩阻力, 特别是荷载箱加载位置附近侧摩阻力实测值比极限摩阻力大很多 (见图3) 。
根据自平衡试验荷载等效方法将自平衡加载值和荷载箱顶向上位移、荷载箱底部向下位移转换成桩顶竖向力和桩顶位移。等效后的荷载-位移见表3和图4, 荷载箱加载到2×3850k N时, 等效竖向位移-9.84mm, 等效桩顶荷载8021k N, 荷载-位移曲线未出现明显拐点, 桩顶位移也远未达到40mm, 说明桩基容许大于8021k N。
3.3 单桩竖向承载力确定
由现场实测数据绘制的Q-S曲线, 检测桩极限承载力为Qu=7807>7000k N, 检测桩的极限承载力满足设计要求。
4 结束语
在工程设计中, 基桩竖向承载力的确定应是桩基设计中的重要组成部分, 通过现场试桩得到以下结论:
(1) 自平衡法由于其加载装置简单, 不需要压重平台, 不需要锚桩反力架, 占用很小的场地, 可直接测出桩侧阻力和桩端阻力等。
(2) 根据试桩试验结果可知, 在2倍设计荷载作用下Q-S曲线比较平缓, 无明显的拐点且桩顶位移远未超限, 说明承载力存在较大富余量, 单桩承载力满足设计要求。
(3) 由桩身轴力换算出的桩周岩土侧摩阻力可知, 距离试桩荷载箱较近处桩周侧摩阻力要比勘察单位提供的极限侧摩阻力大很多。这种差别较大的主要原因是桩身轴向压力增大导致径向变形, 使得径向压力增大, 从而侧摩阻力增大, 也在一定程度上反映勘察提供参数的保守性。
参考文献
[1]杨春生.浅谈建筑桩基设计[J].民营科技
[2]JT/T738-2009, 基桩静载试验自平衡法[S].
[3]崔科宇, 章敏, 王星华.嵌岩桩桩端极限承载力研究.中国铁道科学, 31 (2) , 2010