賴兆濤

(福建省建設工程物探試驗檢測中心，福州，350011)

1 工程概況

上杭甕福紫金建設工程為大型化工企業(yè)的新建項目，位于上杭縣蛟洋鄉(xiāng)梅壩村。主廠房為框架結構，框架上支承大型設備，框架柱底軸力值較大，采用沖孔灌注樁基礎。建設場地屬丘陵地貌單元，根據(jù)工程地質勘察資料，場地內(nèi)巖土層自上而下依次為素填土、耕土、粉質粘土、殘積礫質粘性土和風化花崗巖。

按設計要求，在主廠房區(qū)施打試樁3根，業(yè)主委托福建省建設工程物探試驗檢測中心進行單樁豎向抗壓靜載試驗和樁身應力應變測試。試樁樁徑1 m，鋼筋籠主筋20根，直徑16 mm的二級鋼，樁混凝土強度C40，充盈系數(shù)1.07～1.09，樁長39～42 m，樁端進入中風化花崗巖0.5 m，單樁最大試驗荷載12 000 kN。

試驗目的是通過靜載試驗檢測試樁的抗壓承載力，并獲得在逐級加載過程中樁頂?shù)某两禂?shù)據(jù)。通過在樁身埋設鋼筋應力計對樁身的應力應變進行測試分析，以確定樁身分層側摩阻力分布及樁端阻力的性狀，合理確定樁的承載力，為該工程優(yōu)化樁基設計和施工工藝流程提供依據(jù)。

2 測試原理和測試儀器

單樁抗壓靜載試驗采用混凝土塊壓重平臺反力裝置，按提供的反力不小于最大試驗荷載的1.2倍，配置主、次梁和混凝土塊；試驗荷載由安裝在樁頂?shù)?臺6 300 kN級油壓千斤頂逐級加載，壓力由連接于油泵上方的壓力傳感器直接測定；樁頂沉降由對稱方向安裝的4個位移傳感器測讀。在反力平臺安裝之前，采用碎石換填對壓重平臺的地基進行加固處理，使荷載能均衡分布，提高反力裝置的承載能力，確保試驗安全。

3根試樁設計最大加載量均為12 000 kN，荷載等級分為10級，采用慢速維持荷載法加載。對于端承型的大直徑樁，若樁身無明顯缺陷，樁底沉渣控制在設計要求以內(nèi)，其靜載試驗的Q-s曲線一般表現(xiàn)為緩變形，沒有明顯的轉折點，且樁頂累計沉降量不大。根據(jù)靜載試驗Q-s曲線確定大直徑樁的抗壓承載力時，對緩變型曲線，可取s等于0.05D(D為樁端直徑)對應的荷載為極限承載力，當樁的抗壓承載力未達極限時，宜取最大加載值為極限承載力值。對陡降型Q-s曲線，應取發(fā)生明顯陡降起始點對應的荷載值為極限承載力[1]。

樁側摩阻力測試原理[2]。

(1)幾個假定：同一截面鋼筋與混凝土的變形協(xié)調；樁身混凝土全長彈性模量相同；位于樁頂以下1.5 m處的J1截面所受軸力與靜載試驗的加載量相同。

(2)樁身混凝土彈性模量(Ecij)的確定。將J1截面作為標定截面(i=1)，量測該截面鋼筋應力計在包括預壓的各級荷載作用下頻率變化值，用此推算各載荷等級下鋼筋應變(εs1j)，由于假定混凝土與鋼筋協(xié)同受力，不出現(xiàn)裂縫，故混凝土應變εc1j=εs1j，由此可以算出各載荷等級下樁身混凝土的彈性模量(Ec1j)。利用鋼筋應變(εs1j)與樁身混凝土的彈性模量(Ec1j)的2組數(shù)據(jù)可以擬合出二者之間的關系曲線，根據(jù)其余各截面在各載荷等級下鋼筋應變平均值(εsij)，再通過關系曲線可以得到各截面在各載荷等級下的樁身混凝土彈性模量(Ecij)。

(3)某一量測截面在第i級荷載下的樁身軸力(Pij)計算公式

Pij=Ecij·Acij·εcij·Esij·Asij·εsij

(1)

式中：Pij、Ecij、Esij、Acij、Asij、εcij、εsij分別為試樁某一截面在第i級荷載下的樁身軸力、混凝土彈性模量、鋼筋彈性模量、截面處混凝土面積、鋼筋總面積、混凝土應變和鋼筋應變。

(4)鋼筋應力計受力的計算公式

(2)

εsij=Psij/(Es·Asi)

(3)

式中：Psij—第i量測截面處在j級荷載下應力計所受軸向力；Fij—第i量測截面處在j級荷載下實測頻率值；Fi0—初始頻率值；k—應力計標定系數(shù)；Asi—應力計面積。

(5)樁側摩阻力(fij)計算公式

(4)

式中：fij—第i截面至i+1截面之間在第j級荷載量下的樁側摩阻力(按均布計算)；Pij為i截面在j級荷載量下的軸力；Ai為i截面至i+1截面之間的樁側面積。

樁側摩阻力測試采用GJ-16型振弦式鋼筋應力計，布置于不同性質土層(殘積礫質粘性土、全風化花崗巖、砂土狀強風化花崗巖、碎塊狀強風化花崗巖和中風化花崗巖)的界面處，對厚度較大的砂土狀強風化層則增加量測截面。SZ1、SZ2和SZ3分別布置7個、7個和6個量測截面，每個量測界面設3只鋼筋應力計(基本呈120°對稱布置)，其中第一個量測界面位于樁頂下約1.5 m，用作混凝土彈性模量的標定。由于試樁僅進入中風化花崗巖0.5 m，其端阻力值近似等于樁底部量測截面的樁身軸力，因此未在樁底埋設壓力盒。

鋼筋應力計采用綁扎法固定在鋼筋籠內(nèi)側，并與樁身縱軸線平行。在靜載試驗加載前，先用頻率計量測各鋼筋應力計的初始頻率Fi0，測讀時間與樁頂沉降測讀時間同時進行。

3 測試結果與分析

3.1 試樁Q-s曲線

SZ1、SZ2、SZ3 3根試樁設計最大加載量均為12 000 kN，荷載等級分10級，分級荷載為1 200 kN。根據(jù)抗壓靜載試驗數(shù)據(jù)，繪制出3根試樁的Q-s曲線(圖1～3)。

圖1 SZ1樁靜載試驗Q-s曲線圖Fig.1 Q-s curve of static load test of SZ1 pile

SZ1樁試驗荷載加至4 800 kN時，沉降量為5.45 mm，穩(wěn)定時間為2.0 h；荷載加至6 000 kN時，沉降量為24.63 mm，2級累計沉降量為35.67 mm，穩(wěn)定時間4.5 h；繼續(xù)施加荷載7 200 kN時，樁頂沉降迅速增大，僅觀測40 min，沉降量已達58.53 mm，3級累計沉降達94.20 mm，且無法穩(wěn)定，故終止加載，最終壓力穩(wěn)定在6 320 kN附近。卸載至零后，回彈值4.16 mm，回彈率僅4.42 %。說明在試驗過程中，樁周土體已破壞，取Q-s曲線明顯陡降段的起點所對應的荷載6 000 kN為SZ1樁的單樁豎向抗壓極限承載力。

SZ2樁和SZ3樁的Q-s曲線呈緩變型，累計沉降較小。試驗荷載加至設計最大加載量12 000 kN時，樁頂累計沉降分別為15.36 mm和12.63 mm，均小于0.05D。荷載卸至零后殘余沉降分別為9.04 mm和5.13 mm，回彈率達41.14 %和59.38 %。試驗結果表明其樁周土阻力未充分發(fā)揮，SZ2樁和SZ3樁均未達到極限承載狀態(tài)，當由沉降控制承載力時，其承載能力遠大于12 000 kN。

圖2 SZ2樁靜載試驗Q-s曲線圖Fig.2 Q-s curve of static load test of SZ2 pile

圖3 SZ3樁靜載試驗Q-s曲線圖Fig.3 Q-s curve of static load test of SZ3 pile

圖4 SZ1樁身軸力分布曲線圖Fig.4 Axial force distribution curve of SZ1 pilebody

3.2 樁身軸力分布曲線

從3根試樁的軸力分布曲線(圖4～6)可以看出，樁頂受豎向荷載后，樁身壓縮而向下位移，樁側表面受到土的向上摩阻力，樁身荷載通過發(fā)揮出來的側摩阻力傳遞到樁周土層中，從而使樁身軸力隨著深度遞減。隨著上部荷載的增加，各截面樁身軸力逐步增加，且荷載的傳遞深度也逐漸加深。

SZ2樁、SZ3樁在各級荷載下，樁身軸力隨深度逐漸減小，在不同的土層中遞減速率不同。在最大試驗荷載12 000 kN時，樁端阻力約占樁頂荷載的37%，且端阻力還在繼續(xù)發(fā)揮，具有摩擦端承樁的性質。SZ1樁在樁頂荷載為4 800 kN時，其側阻力已充分發(fā)揮，下一級荷載下樁身軸力遞減速率變化不大。

圖5 SZ2樁身軸力分布曲線圖Fig.5 Axial force distribution curve of SZ2 pilebody

圖6 SZ3樁身軸力分布曲線圖Fig.6 Axial force distribution curve of SZ3 pilebody

3.3 樁側摩阻力分布曲線

從樁側摩阻力隨樁頂荷載變化關系曲線(圖7～9)可以看出，隨著樁頂荷載增加，樁土相對位移加大，樁側摩阻力發(fā)揮得更為充分。

SZ1樁因樁底存在較厚沉渣，導致端阻力、側阻力有較大的損失。在樁頂荷載為4 800 kN時，樁頂沉降達11.04 mm，樁側各土層側摩阻力已充分發(fā)揮。在樁頂荷載增加到6000 kN后，各土層側阻力未增加，一些樁段甚至有下降的趨勢，所增加的荷載均由端阻力承擔。繼續(xù)施加下一級荷載時，SZ1樁體發(fā)生刺入破壞，Q-s曲線發(fā)生陡降，累計沉降達94.20 mm，且無法穩(wěn)定，最終樁頂荷載穩(wěn)定在6 320 kN，此時端阻力已完全發(fā)揮，其值約2 030 kPa。

圖7 SZ1樁側摩阻力分布曲線圖Fig.7 Curve of lateral friction resistance of SZ1 pile

SZ2樁在J1～J2樁段內(nèi)，樁頂荷載為9 600 kN時，樁側摩阻力增加已明顯趨緩。達到最大加載量12 000 kN時，其側阻增加很小，該曲線段呈平緩狀。說明樁頂荷載為9 600 kN、樁頂沉降達9 mm時，樁側摩阻力已充分發(fā)揮，之后基本穩(wěn)定在51 kPa。在樁頂最大荷載12 000 kN作用下，J1～J2、J2～J3、J3～J4、J4～J5樁段土層側摩阻力已充分發(fā)揮，而J5～J6、J6～J7樁段土層側阻仍在增加之中，尚未完全發(fā)揮。因中風化嵌巖段僅0.5 m，J7量測截面已接近樁底， 其截面樁身軸力近似等于試樁的樁端阻力，由SZ2樁側摩阻力曲線中可以看出，隨著樁頂荷載增加，樁端阻力也在持續(xù)增加，樁頂荷載達到最大加載量12 000 kN時，J7截面樁身軸力為4 357 kN，樁端阻力5 550 kPa，由此推斷樁端與持力層粘接較好，端阻力未充分發(fā)揮。

SZ3樁在樁頂最大荷載12 000 kN作用下，J1～J2、J2～J3、J3～J4樁段土層側摩阻力已充分發(fā)揮，J4～J5樁段側摩阻力接近充分發(fā)揮，J5～J6樁段側摩阻力未充分發(fā)揮，而樁端阻力亦未完全發(fā)揮。

圖8 SZ2樁側摩阻力分布曲線圖Fig.8 Curve of lateral friction resistance of SZ2 pile

圖9 SZ3樁側摩阻力分布曲線圖Fig.9 Curve of lateral friction resistance of SZ3 pile

3.4 原因分析

樁的豎向承載力由2個因素決定。一是樁身的材料強度，即樁身質量；二是地基的強度，即地基土對樁的支承能力。這2個因素都制約著樁的豎向承載力[3]。SZ1、SZ2和SZ3等3根試樁的施工工藝相同，樁長接近，樁周土性質一致，SZ1樁的承載能力卻遠低于另外2根試樁，故應從樁身質量和樁周土的性狀加以分析。

為取得動載、靜載對比資料和積累工程檢測經(jīng)驗，在靜載試驗前，對3根試樁進行了高應變法檢測，檢測結果表明3根試樁的樁身完整。其中SZ1樁的高應變實測曲線(圖10)中發(fā)現(xiàn)，SZ1樁端處速度曲線呈明顯正向反射，而承載力曲線為負向反射，與中風化花崗巖持力層的性狀不符，而試樁進行過原位地質勘探，施工資料記錄該樁已進入中風化0.5 m，所以判斷樁底存在較厚沉渣。通過進一步了解SZ1樁施工情況，得知該樁施工過程正常，但在鋼筋籠下籠結束2次清孔后，因道路原因混凝土無法運抵現(xiàn)場，在等待近50 h后，才開始澆注樁身混凝土，當時未再次清孔，造成孔底沉渣加厚。

圖10 SZ1樁高應變實測曲線圖Fig.10 High strain measurement curve of SZ1 pile

有關試驗表明，沉渣的“軟墊效應”導致樁在相同樁頂荷載下沉降量比正常樁加大，使樁端土承載力在允許的樁頂沉降下難以充分發(fā)揮，樁端阻力發(fā)揮受沉渣強度控制。同時造成樁側摩阻力損失，沉渣越厚，側阻力損失越大；受沉渣影響，單樁承載力損失最大可達70%以上[4]。 在靜載試驗中，SZ1樁的破壞方式以樁的“刺入破壞”為主，Q-s曲線發(fā)生陡降，其端阻力、側阻力的損失可在最大試驗荷載下樁周土阻力匯總表(表1)中進行對比分析。表1顯示，SZ1樁中上部土層的極限側阻力值僅為SZ2樁、SZ3樁中上部同性質土層的50%左右，而SZ1樁中下部土層的極限側阻力值應低于SZ2樁、SZ3樁的50%，因SZ2樁、SZ3樁中下部土層側阻未充分發(fā)揮，無法統(tǒng)計出具體比值。在允許的樁端沉降下，SZ1的端阻僅為2 030 kPa，若清底干凈，樁端與中風化花崗巖持力層粘接良好，極限端阻力可達12 000 kPa以上。

表1最大試驗荷載下樁周土阻力匯總
Table1Summaryofpilesoilresistanceofmaximumtestload

4 結語

(1)3根試樁的靜載試驗和樁側摩阻力測試結果，符合荷載的傳遞機理和樁周土阻力發(fā)揮的規(guī)律。SZ2、SZ3 2根試樁測試與分析結果表明，在最大試驗荷載12 000 kN作用下，樁頂累計沉降較小，樁身中上部土層側摩阻力得到充分發(fā)揮，下部土層側摩阻力和端阻力未充分發(fā)揮，具有較大潛力。測試結果可作為工程優(yōu)化樁基設計的參考，盡可能發(fā)揮樁周土層阻力，以達到基礎工程質量可靠，經(jīng)濟合理。

(2) SZ1樁因樁底沉渣較厚，造成樁側阻力、端阻力損失，其抗壓極限承載力僅為6 000 kN。工程樁基應嚴格按規(guī)范和設計要求進行施工，加強現(xiàn)場管理，特別注重下籠后灌注樁身混凝土前的2次清孔工序，必須清孔干凈。建議增加樁底后注漿工藝，以消除樁底沉渣影響，提高樁的承載能力。

(3) 因考慮SZ1樁的長徑比較大，故未采用鉆芯法對樁端下的持力層性狀作進一步對比驗證。

1 JGJ 106—2014 建筑基樁檢測技術規(guī)范.

2 樁基工程手冊編委會.樁基工程手冊.北京:中國建筑工業(yè)出版社，1995.

3 劉金礪.樁基礎設計計算.北京:中國建筑工業(yè)出版社，1990.

4 劉俊龍.大口徑灌注樁豎向承載力的影響因素及其評價.工程勘察，2001(2).