徐 超

(中鐵大橋勘測(cè)設(shè)計(jì)院集團(tuán)有限公司，湖北武漢 430000)

樁基承受組合荷載作用問(wèn)題在港口碼頭、橋梁、支擋建筑、高聳塔型建筑及近海鉆采平臺(tái)等工程中經(jīng)常遇到。如何合理地評(píng)價(jià)組合荷載作用下的樁基礎(chǔ)承載力，關(guān)系到建筑物的安全和優(yōu)化設(shè)計(jì)，對(duì)整個(gè)基礎(chǔ)工程的投資也起著控制作用。

樁基在軸向和橫向同時(shí)作用下極限承載力目前主要有承載力修正系數(shù)法[5］和破壞荷載包絡(luò)線法。

樁基破壞荷載包絡(luò)線確定極限承載力的方法，Meyerhof等人做了大量的工作，提出了確定傾斜荷載下樁基極限承載力的半經(jīng)驗(yàn)公式[1-3］，但限于試驗(yàn)條件，僅僅對(duì)少數(shù)荷載傾角進(jìn)行了研究，未能反映樁基破壞包絡(luò)線的整體輪廓。為進(jìn)一步研究V-H荷載空間中樁基破壞包絡(luò)線的特性，對(duì)荷載傾角分別為0°、10°、20°、30°、45°、60°以及 90°等 7 種工況進(jìn)行研究，并探討了荷載加載方式對(duì)樁基破壞包絡(luò)線的影響。

1 極限承載力取值

傾斜荷載－樁頂合成位移(水平和豎向)曲線法確定基樁的極限承載力，是將曲線開(kāi)始變?yōu)橹本€或基本為直線的那一點(diǎn)作為基樁的極限承載力。

圖1為數(shù)值模擬計(jì)算得到的傾斜荷載Qθ-樁頂合位移s曲線。樁體假設(shè)為彈性體，樁身結(jié)構(gòu)不會(huì)發(fā)生強(qiáng)度破壞，樁基失穩(wěn)主要由于地基土發(fā)生塑性屈服造成。為了反映樁基失穩(wěn)機(jī)理，采用位移控制極限承載力取值方法，并規(guī)定把樁頂合位移150 mm(樁徑的10%)對(duì)應(yīng)的傾斜荷載作為基樁的極限承載力Qθu(見(jiàn)表1)。

圖1 傾斜荷載Qθ-樁頂合位移s曲線

表1 傾斜荷載下樁基的極限承載力

2 樁基破壞包絡(luò)線特性

根據(jù)表1求得的屈服荷載，可以確定V-H荷載面上的屈服點(diǎn)。圖2為樁基在V-H荷載面中的屈服點(diǎn)分布，將所有的屈服點(diǎn)連接便可得到組合荷載作用下樁的承載力屈服包絡(luò)線。

在荷載傾角θ=0°情況下，樁頂發(fā)生150 mm沉降，豎向荷載達(dá)到4 235 kN，約占極限豎向承載力的92%。

圖2 V-H荷載空間樁基屈服包絡(luò)線

在荷載傾角θ=10°情況下，樁同時(shí)承受豎向和水平方向的荷載，水平方向的荷載使樁頂產(chǎn)生水平位移;較小荷載水平分量造成的樁前上部局部區(qū)域內(nèi)土壓力的增加對(duì)樁的豎向承載特性影響很微小，基樁的傾斜荷載-沉降曲線在荷載傾角θ=10°時(shí)與θ=0°差異不明顯。因此，在樁頂合位移150 mm的控制下，荷載豎向分量?jī)H比荷載傾角θ=0°情況下的豎向承載力小了5 kN，而荷載水平分量卻發(fā)揮了樁極限水平承載力的48%。

在荷載傾角θ=20°情況下，樁頂發(fā)生的豎向位移不再占主要地位，樁身在較大荷載水平分量下水平位移增大很多，并且超過(guò)了豎向位移。在樁頂合位移達(dá)到150 mm情況下，荷載豎向分量約占極限豎向承載力的82%，荷載水平分量占極限水平承載力的89%。從圖2中也可以發(fā)現(xiàn)，θ=20°對(duì)應(yīng)的屈服點(diǎn)是包絡(luò)線上一個(gè)特征點(diǎn)，屈服點(diǎn)從(0，Qv)到(Qh，0)的軌跡(即包絡(luò)線)在特征點(diǎn)處陡降。包絡(luò)線上的特征點(diǎn)是樁基破壞機(jī)理隨荷載傾角變化而發(fā)生變化的體現(xiàn)。

荷載傾角θ由30°變化到90°時(shí)，基樁水平位移占合位移的比重逐漸加大，荷載主要由樁身(抗彎能力)和上部樁前土體承擔(dān)，樁承受的荷載水平分量占極限水平承載力的比重由97%增加到100%。

通過(guò)上述分析發(fā)現(xiàn)，V-H荷載空間中樁基破壞包絡(luò)線也如同淺基礎(chǔ)一樣，存在一特征屈服點(diǎn)，其對(duì)應(yīng)的荷載傾角姑且定義為荷載臨界角θcr，如圖3所示。當(dāng)荷載傾角θ小于θcr時(shí)，樁基的豎向承載能力決定樁基穩(wěn)定性;當(dāng)荷載傾角θ大于θcr時(shí)，樁基的水平承載能力決定樁基穩(wěn)定性;當(dāng)荷載傾角θ在θcr附近變化時(shí)，樁基的穩(wěn)定性由豎向和水平承載能力共同決定。

3 與前人研究成果比較

圖3 V-H荷載空間中樁基破壞包絡(luò)線示意

對(duì)Meyerhof等人23組傾斜因子的模型試驗(yàn)結(jié)果做統(tǒng)計(jì)分析(統(tǒng)計(jì)數(shù)據(jù)中極限承載力是Meyerhof按照合位移達(dá)到樁埋深的3% ～6%或轉(zhuǎn)角達(dá)到1°～2°或傾斜荷載－合位移曲線上直線段起始點(diǎn)所對(duì)應(yīng)的荷載)。統(tǒng)計(jì)數(shù)據(jù)荷載傾角主要集中在 0°、30°、45°、60°與90°。圖4是傾斜因子的模型試驗(yàn)結(jié)果與經(jīng)驗(yàn)公式的對(duì)比，圖4中散點(diǎn)代表Meyerhof模型試驗(yàn)結(jié)果，點(diǎn)劃線是Qh/Qv分別取0.0和1.0時(shí)的Koumoto經(jīng)驗(yàn)公式計(jì)算結(jié)果?？梢钥闯?，Meyerhof經(jīng)驗(yàn)公式用于估算極限傾斜荷載偏保守;統(tǒng)計(jì)數(shù)據(jù)大都落在Koumoto經(jīng)驗(yàn)公式計(jì)算范圍之內(nèi)。因此選用Koumoto經(jīng)驗(yàn)公式與數(shù)值試驗(yàn)結(jié)果做比較分析。

圖4 文獻(xiàn)傾斜因子統(tǒng)計(jì)分析

將數(shù)值模擬得到的Qh與Qv代入，Qh/Qv=0.37，利用Koumoto經(jīng)驗(yàn)公式估算傾斜因子iθ。估算值與數(shù)值模擬所得的樁基破壞包絡(luò)線和傾斜因子變化如圖5所示。從圖5中可以發(fā)現(xiàn)，利用Koumoto經(jīng)驗(yàn)公式估算本文所研究的模擬樁傾斜荷載下基樁的極限承載力與數(shù)值計(jì)算結(jié)果相比，在荷載傾角小于30°時(shí)偏小，誤差超過(guò)10%;在荷載傾角超過(guò)30°時(shí)偏大，誤差在10%以內(nèi)。

通過(guò)上述分析可以得出，①與Koumoto修正系數(shù)經(jīng)驗(yàn)公式相比，Meyerhof包絡(luò)線半經(jīng)驗(yàn)公式估算極限傾斜承載力偏保守;②Koumoto修正系數(shù)經(jīng)驗(yàn)公式和Meyerhof包絡(luò)線半經(jīng)驗(yàn)公式均不能反映出包絡(luò)線的特征屈服點(diǎn)(即荷載臨界角對(duì)應(yīng)的屈服點(diǎn))，在臨界角那一點(diǎn)估算出的極限承載力誤差較大(17%和20%)。

4 結(jié)論

圖5 數(shù)值計(jì)算與經(jīng)驗(yàn)公式得到傾斜因子對(duì)比

通過(guò)V-H荷載空間中樁基破壞包絡(luò)線特性問(wèn)題進(jìn)行數(shù)值研究，把樁頂合位移150 mm(樁徑的10%)對(duì)應(yīng)的傾斜荷載作為基樁的極限承載力，將數(shù)值計(jì)算結(jié)果與Meyerhof等人研究成果做比較，得出以下結(jié)論:

(1)V-H荷載空間中樁基破壞包絡(luò)線存在一特征屈服點(diǎn)，屈服點(diǎn)對(duì)應(yīng)的荷載傾角為臨界角θcr。當(dāng)荷載傾角θ小于θcr時(shí)，樁基的豎向承載能力決定樁基穩(wěn)定性;當(dāng)荷載傾角θ大于θcr時(shí)，樁基的水平承載能力決定樁基穩(wěn)定性;當(dāng)荷載傾角θ在θcr附近變化時(shí)，樁基的穩(wěn)定性由豎向和水平承載能力共同決定。針對(duì)本文所研究的工況，θcr約為 20°。

(2)Koumoto經(jīng)驗(yàn)修正系數(shù)和Meyerhof包絡(luò)線半經(jīng)驗(yàn)公式都不能反映出包絡(luò)線上的特征屈服點(diǎn)(即荷載臨界角對(duì)應(yīng)的屈服點(diǎn))，在臨界角那一點(diǎn)估算出的極限承載力誤差較大(17%和20%);與Koumoto經(jīng)驗(yàn)修正系數(shù)相比，Meyerhof包絡(luò)線半經(jīng)驗(yàn)公式估算極限傾斜承載力偏保守。

[1]胡人禮.橋梁樁基礎(chǔ)分析和設(shè)計(jì)[M］.北京:中國(guó)鐵道出版社，1987

[2]范文田.軸向與橫向力同時(shí)作用下柔性樁的分析[J］.西南交通大學(xué)學(xué)報(bào)，1986，23(1):39-44

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[4]李微哲.傾斜偏心荷載下基樁受力分析與室內(nèi)模型試驗(yàn)研究[D］.長(zhǎng)沙:湖南大學(xué)，2005

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