曲 直，姜海力，劉永軍，李國旗

（1.長安大學公路學院，陜西西安 710064；2.陜西通宇公路研究所有限公司，陜西西安 710075）

0 引 言

秦巴山區(qū)南接四川、重慶，東臨湖北，是連接西北、西南和華中的結(jié)合部。隨著中國經(jīng)濟的發(fā)展以及新一輪西部大開發(fā)戰(zhàn)略和中部崛起戰(zhàn)略的實施，秦巴山區(qū)的高速公路建設發(fā)展迅速。但秦巴山區(qū)位于秦嶺—印支褶皺帶，在地史時期曾受到加里東、印支、燕山和喜馬拉雅等多次構(gòu)造運動和變質(zhì)作用，形成了復雜的地質(zhì)構(gòu)造、陡峻的地形地貌以及特殊的軟弱變質(zhì)巖系。巖體成因復雜，節(jié)理發(fā)育，風化強烈，巖性軟弱；地面主要為松散的殘積、堆積物［1－2］。橋梁成為高速公路跨越這些障礙的選擇之一。大直徑嵌巖橋樁具有承載力高、破壞性靜載試驗困難且耗資大等特征，制約了人們對其承載機理的認識［3－6］。劉松玉等分析了南京地區(qū)大直徑泥質(zhì)軟巖灌注樁的荷載傳遞性狀，揭示了該地區(qū)軟巖嵌巖樁主要表現(xiàn)為摩擦樁的特性［7］。邢皓楓等對大量嵌巖樁現(xiàn)場試樁資料的統(tǒng)計分析得出，試樁荷載下軟巖嵌巖樁承載特性主要表現(xiàn)為端承摩擦樁；嵌巖樁側(cè)阻力與端阻力的發(fā)揮是異步的，即側(cè)阻力先于端阻力發(fā)揮，建議將側(cè)阻力和端阻力分別取不同的安全系數(shù)來設計單樁豎向承載力；嵌巖樁的破壞特征表現(xiàn)為突然破壞，破壞的原因有2種：①樁體發(fā)生破壞；②樁的嵌巖部分發(fā)生破壞，發(fā)生破壞的位置有樁巖界面、樁周圍巖［8］。彭柏興等運用靜載試驗研究了湘瀏盆地紅層軟巖嵌巖樁，結(jié)果表明紅層軟巖嵌巖樁承載性狀為端承摩擦樁，樁端阻力和側(cè)阻力不同步發(fā)揮，發(fā)揮極限側(cè)阻力的樁巖相對位移為2～6mm［9］。總之，軟巖嵌巖樁兼具嵌巖樁的特性和軟巖的復雜性［10－13］。筆者通過陜南秦巴山區(qū)軟巖地基中3根鉆孔灌注樁（S1、S2和S3）豎向靜載試驗的分析，研究了樁的荷載傳遞性狀、破壞模式，為秦巴山區(qū)軟巖地基合理選用該樁型提供幫助。

1 試驗概況

1.1 場地巖土條件

根據(jù)內(nèi)部地質(zhì)勘查報告，試驗區(qū)試樁地層具體分布為：①厚度約8m淤泥質(zhì)亞黏土，處于可塑狀態(tài)，局部夾有含量（質(zhì)量分數(shù)）為10%～30%的碎石；②厚度約2m強風化礫巖，呈粗—巨粒結(jié)構(gòu)，粒徑為20～70mm，礫巖裂隙發(fā)育，巖芯破碎；③厚度約4m中風化砂礫巖為塊狀構(gòu)造，泥質(zhì)膠結(jié)，節(jié)理裂隙局部發(fā)育，粒徑10～30mm，巖芯呈碎塊、短柱狀，飽水單軸抗壓強度最大為21.5MPa，最小為3.1MPa，平均為9.4MPa，屬于軟巖。地層空間分布見表1。

表1 試驗區(qū)地層分布Tab.1 Strata Distribution of Test Area

1.2 試驗設計

試驗采用錨樁橫梁法，靜載加荷方式為慢速維持荷載法。試樁設計直徑1 100mm，有效樁長13m；錨樁設計直徑1 500mm，有效樁長34m。加載系統(tǒng)由高壓電動油泵、5臺6 500kN油壓千斤頂、錨樁、反力梁、反力盒和精軋螺紋鋼組成（圖1）。

樁頂沉降采用4個正交布置在樁頂附近的精密百分表進行記錄，樁身內(nèi)力采用鋼筋應力計法和滑動測微計法測試。根據(jù)工程地質(zhì)勘察報告提供的地層分布情況，在土層的交界面處和深厚土層內(nèi)部，每個樁身測試斷面上等間距布置3支鋼筋應力計?；瑒訙y微計布設方法為：每米布設1個斷面，每斷面布設2個測點，分別將測環(huán)和PVC套管連接好，并將連接好的測環(huán)和套管對稱平行固定在鋼筋籠內(nèi)側(cè)。試驗加載分級、沉降觀測、沉降穩(wěn)定標準、終止加載及卸載條件嚴格按照《公路橋涵施工技術(shù)規(guī)范》（JTG／T F50—2011）［14］的要求。

圖1 試驗加載裝置布置Fig.1 Device Layout of Test

2 參數(shù)修正和沉降-荷載曲線分析

2.1 樁徑修正

不良地質(zhì)條件、鉆機設備質(zhì)量問題、泥漿性能不達標和施工操作不當?shù)仍蚩赡茉斐蓸渡淼目s徑或擴徑。為了試驗分析的準確性，應進行成孔檢測（表2），并采用基樁斷面修正系數(shù)進行修正

式中：λ為基樁斷面修正系數(shù)；Dj為實測的第j段樁身直徑；Do為樁身平均直徑。

表2 試樁成孔檢測結(jié)果Tab.2 Testing Results of Completed Holes for Test Piles

2.2 樁身應變修正

豎向荷載作用下，由樁-土體系的荷載傳遞方程可知，樁側(cè)阻力是樁身壓縮量的二階導數(shù)的函數(shù)，而數(shù)值微分計算是不穩(wěn)定的，試驗中樁身應變的誤差會在微分過程中被成倍放大，無法保持分析所需的精度，因此需要對直接測量的樁身應變值進行取舍和擬合［15］。

2.3 樁身混凝土彈性模量校正

樁的彈性模量是分析樁-土（巖）荷載傳遞性狀的一個重要參數(shù)，某些試驗中直接采用預留混凝土試塊的彈性模量是不妥的，會造成人為放大端阻力的結(jié)果。大量試驗表明，樁的彈性模量非定值，它是與樁身混凝土質(zhì)量、樁徑的變化，樁頂作用荷載和測試技術(shù)等因素有關(guān)的一個綜合參數(shù)［16－18］，隨樁身應變的增加而降低。通過建立試樁彈性模量與標定面應變的線性相關(guān)關(guān)系來修正樁的彈性模量，可以得到合理的樁土荷載傳遞性狀

式中：Ei、εi分別為第i級荷載作用下樁的彈性模量和應變；a、b為系數(shù)。

試樁的彈性模量和應變關(guān)系見圖2。

圖2 S1試樁彈性模量-應變關(guān)系Fig.2 Relationship Between Modulus of Elasticity and Strain for S1Test Pile

2.4 荷載-沉降曲線

單樁豎向靜載試驗的荷載-沉降曲線從總體上揭示了樁-土（巖）體系受壓后的荷載反應和樁的破壞模式，因此分析該曲線能直觀了解樁的承載特征。

圖3 荷載-沉降曲線Fig.3 Curves of Loads and Settlements

從圖3可以看出，3根試樁的荷載-沉降曲線均有明顯的轉(zhuǎn)折點，呈陡降型，破壞荷載較接近，S2試樁發(fā)生破壞時的沉降較S1和S3試樁大，3根試樁在加載至破壞荷載（S1試樁為21 000kN，S2試樁為22 400kN，S3試樁為22 400kN）一段時間后，均聽到地下混凝土破碎的巨大聲響，同時，樁頂開始迅速下沉，加載系統(tǒng)無法維持所加壓力。表3整理了3根試樁的最大加載量和極限荷載以及對應的樁頂沉降。

表3 試樁最大加載量和極限荷載以及相應的樁頂沉降Tab.3 Maximum and Ultimate Loads of Test Piles and the Corresponding Pile Top Settlements

3根試樁樁身混凝土的破壞荷載接近所加最大荷載。試驗完畢后，對試樁進行鉆芯取樣，發(fā)現(xiàn)3根試樁在樁身不同位置（S1試樁在距樁頂8.3m處，S2試樁在距樁頂4.1m處，S3試樁在距樁頂6.1m處）出現(xiàn)了混凝土壓裂透水現(xiàn)象。由此可以判定，本試驗的3根試樁是由于樁身材料強度不足而導致的破壞。

3根試樁實測極限承載力平均值Qum為20 500kN，試樁的極限承載力實測值與平均值之比Ri的標準差Sn小于0.15，因此取3根試樁豎向極限承載力為20 500kN。

3 軟巖地基樁的荷載傳遞性狀

3.1 樁身軸力的發(fā)揮性狀

本試驗以滑動測微計測試結(jié)果為主要依據(jù)，樁身軸力的測量原理為

式中：Pij、εij分別為第i級荷載作用下第j段樁身軸力和應變；Aj為實測樁的第j段橫斷面面積；Ei為第i級荷載作用下樁的彈性模量。

在各級荷載作用下，3根試樁的軸力分布見圖4。從圖4可以看出，樁身軸力沿樁埋深遞減，在樁頂荷載較小時，樁身軸力分布曲線的斜率較大，軸力值遞減較慢，例如當加載量Q為2 800kN時，軸力分布曲線接近于直線。樁頂荷載較大時，軸力分布曲線斜率變小，樁身軸力的遞減速度加快，幅值增大。

圖4 各級荷載下軸力沿樁深的分布Fig.4 Relationships Between Axial Forces and Depths Under Different Loads

3.2 樁側(cè)阻力發(fā)揮性狀

3.2.1 樁側(cè)阻力沿樁長的分布

樁身兩側(cè)點間軸力的差值即為樁側(cè)阻力。樁正是靠這種不斷發(fā)揮的側(cè)阻力將樁頂?shù)暮奢d傳遞到樁周土中。樁側(cè)阻力qs計算式為

式中：Pj、Pj＋1分別為樁身第j與j＋1斷面的樁身軸力；Hj為樁段長度；Dj為樁徑實測值。

圖5 各級荷載下側(cè)阻力沿樁深的分布Fig.5 Relationships Between Side Friction Forces and Depths Under Different Loads

qs沿樁身的分布見圖5。從圖5可以看出，在樁頂荷載較小時，樁身上部受到壓縮而產(chǎn)生相對于土的向下位移，與此同時樁側(cè)表面受到土的向上側(cè)阻力；樁頂荷載通過所發(fā)揮出的樁側(cè)阻力傳遞到樁周土中去，致使樁身軸力和樁身壓縮變形沿深度遞減，樁側(cè)阻力沿樁深分布曲線表現(xiàn)為“單峰型”，當樁頂荷載為2 800kN時，樁端處樁側(cè)阻力接近于0；隨著樁頂荷載增大，樁身位移和壓縮量增大，樁身下部的摩阻力隨之逐步調(diào)動起來，樁底土層也因受到壓縮而產(chǎn)生樁端阻力；樁端土的壓縮加大了樁-土（巖）相對位移，從而使樁身摩阻力進一步發(fā)揮到極限值。樁側(cè)阻力沿樁身自上而下的發(fā)揮具有明顯的順序性。在較大荷載作用下，樁深9m以下（嵌巖樁段）的樁側(cè)阻力沿樁深分布曲線明顯變緩，反映出嵌巖段的樁側(cè)阻力迅速增大。Mattes等運用線彈性理論的分析結(jié)果，9m以下巖層與樁的彈性模量比大于樁周土與樁的彈性模量之比，因此嵌巖段樁的側(cè)阻力大于土中樁［19］；另外，與下部樁側(cè)土（巖）的初始法向應力較大也有關(guān)系［20］。嵌巖段樁側(cè)阻力沿樁深的分布表現(xiàn)出非線性特征，與邱喜等的分析結(jié)果［21］一致。

3.2.2 樁側(cè)阻力與樁-土（巖）相對位移的關(guān)系

大量研究表明，發(fā)揮樁極限側(cè)阻力所需的樁-土（巖）相對位移非固定值，它與樁徑大小、施工方法、土（巖）層性質(zhì)和分布位置有關(guān)［16］。樁-土（巖）相對位移S（z）可用樁頂沉降量減去此測點至樁頂?shù)臉渡韷嚎s量來表達，計算式為

式中：So為樁頂沉降量；εj為由滑動測微計測得的第j段樁身應變；Hj為測點間距，本試驗中Hj為1m；z為樁的段數(shù)。由于滑動測微計的的靈敏度高且具有溫度補償功能，所以測得的樁身應變更接近實際值。各級荷載作用下，各土層樁側(cè)阻力與樁-土（巖）相對位移關(guān)系見圖6。

從圖6可以看出，淤泥質(zhì)亞黏土層樁極限側(cè)阻力為130～160kPa，是《公路橋涵地基與基礎(chǔ)設計規(guī)范》［22］推薦值的2～3倍，其主要因為此黏土地層中含有10%～30%（質(zhì)量分數(shù)）的碎石，碎石起到一定的骨架作用，增強了此地層樁極限側(cè)阻力，發(fā)揮極限側(cè)阻力所需的樁土（巖）相對位移為4～8mm。

強風化礫巖表現(xiàn)為加工軟化型，樁極限側(cè)阻力為330～370kPa，發(fā)揮極限側(cè)阻力所需的樁-土（巖）相對位移為3～8mm，較殷治寧等所測得的強風化泥巖地層所需的相對位移（10～11mm）［23］小。但是發(fā)揮極限側(cè)阻力所需的位移與樁徑成正比［20］，本試驗試樁的設計樁徑比文獻［23］的大400mm，推測本試驗所需的相對位移應該較大，而實測強風化礫巖地層發(fā)揮樁極限側(cè)阻力所需的位移較文獻［23］小。其主要因為強風化泥巖的巖性軟弱，強度低，與水作用易軟化，喪失穩(wěn)定性，而強風化砂礫巖巖性較好、強度高。由此可見，樁側(cè)巖土性質(zhì)對發(fā)揮極限側(cè)阻力及其所需的相對位移起決定作用。

中風化砂礫巖表現(xiàn)為明顯的加工硬化型，所需的樁-土（巖）相對位移大，且樁極限側(cè)阻力的特征點不明顯，樁側(cè)阻力比淤泥質(zhì)亞黏土層和強風化礫巖層高出很多。其主要原因是中風化巖層的風化程度低，巖體完整性較好，壓縮性低，剛度較大，與雷孝章等的分析［24］相符合。

3.2.3 嵌巖段樁側(cè)阻力與樁總側(cè)阻力

圖6 側(cè)阻力與樁-土（巖）相對位移的關(guān)系Fig.6 Relationships Between Side Friction Forces and Relative Displacements of Piles to Soil（Rock）

各地層樁側(cè)阻力所占樁總側(cè)阻力的比例關(guān)系見圖7。從圖7可以看出，樁頂荷載較小時，淤泥質(zhì)亞黏土層樁側(cè)阻力所占比例為60%～70%，下部各地層的樁側(cè)阻力僅占30%～40%。隨著樁頂荷載的逐步加大，淤泥質(zhì)亞黏土層樁側(cè)阻力所占比例不斷降低。其主要因為樁-土（巖）相對位移沿樁身“上部大、下部小”，樁側(cè)阻力沿樁身自上而下發(fā)揮。隨著樁頂荷載的逐步加大，嵌巖段側(cè)阻力所占比例逐漸上升，達到55%～65%，提供了主要的樁側(cè)阻力。中風化砂礫巖層樁段樁側(cè)阻力所占比例隨荷載增大有不同程度的增長，強風化礫巖段樁側(cè)阻力所占比例在樁頂荷載為2 800～7 000kN時稍有增長，隨后穩(wěn)定在10%左右，與樁頂荷載大小關(guān)系不明顯。

3.3 樁端阻力發(fā)揮性狀

3.3.1 樁端阻力與端沉降

圖7 各地層側(cè)阻力占總側(cè)阻力的比例與荷載的關(guān)系Fig.7 Relationships Between Loads and the Ratios of Side Friction Forces to Total Side Friction Forces in Different Strata

試樁的樁端埋設滑動測微計和振弦式鋼筋計來測量樁端變形，從而計算樁端軸力?；跅U件軸力分析的截面法可知，樁端附近的軸力近似等于端阻力，方向相反。樁端沉降可用下式求得

式中：Sbi為樁端沉降；Soi樁頂沉降；ΔSi為樁身壓縮量。樁端阻力與端沉降的關(guān)系見圖8。從圖8可以看出，3根試樁的樁端阻力與端沉降曲線均為緩變型，樁端沉降均較小，為4～9mm。由于試樁樁身材料的破壞，端阻力沒有充分發(fā)揮。

圖8 端阻力與端沉降的關(guān)系Fig.8 Relationships Between Tip Resistances and Settlements

3.3.2 樁端阻力發(fā)揮

試樁S1、S2的實測樁徑與樁長均非常接近。在極限荷載作用下，當S1樁端沉降3.5mm時，樁端阻力發(fā)揮值為3 769kN，當S2樁端沉降為8.9mm時，對應的樁端阻力發(fā)揮值為4 831kN，兩樁端阻力相差1 062kN。對比可知，樁端阻力的發(fā)揮需要較樁側(cè)阻力發(fā)揮大得多的位移，在上部結(jié)構(gòu)允許的沉降范圍內(nèi)，適當增加樁端的沉降有利于端阻力的發(fā)揮，能取得明顯的經(jīng)濟效益。

建立樁端阻力與側(cè)阻力分擔樁頂荷載比例的曲線見圖9。從圖9可以看出，3根試樁的端阻力所占比例為20%左右，樁側(cè)阻力所占比例為80%左右，可以確定秦巴山區(qū)軟巖地基上的樁為端承摩擦樁［25］。當樁頂荷載為5 000kN以下時，端阻力所占的比例接近于0；當樁頂荷載為5 000～10 000kN時，樁端阻力所占比例增長較快；當樁頂荷載為10 000kN附近時，端阻力所占比例穩(wěn)定于20%，此結(jié)論與劉松玉等的研究結(jié)果［7］接近；經(jīng)過對比分析，樁端阻力的發(fā)揮滯后于樁側(cè)阻力，且其達到極限狀態(tài)的時效也不同，因此在確定單樁軸向容許承載力時，應選取不同的樁端阻力和側(cè)阻力安全系數(shù)［16］。

圖9 端阻力與側(cè)阻力所占比例隨樁頂荷載的變化Fig.9 Changes of the Proportions of Tip Resistances and Side Friction Forces with Pile Top Loads

4 單樁承載力分析

構(gòu)件正常工作必須滿足強度、剛度、穩(wěn)定性的要求，對于豎向靜載試驗中的試樁，首先體現(xiàn)在強度和剛度。樁基強度破壞的方式有2種：地基強度破壞和樁身材料強度破壞；剛度破壞表現(xiàn)在樁頂?shù)淖畲蟪两党隽松喜拷Y(jié)構(gòu)的允許值。利用單樁豎向靜載試驗，當試樁是由于地基強度不足導致破壞時，可測得地基土強度所確定的單樁豎向極限承載力；當試樁是由于樁身材料強度不足導致破壞時，可測得樁身材料強度所確定的單樁豎向極限承載力，此時地基承載能力沒有完全發(fā)揮出來，樁基礎(chǔ)設計應考慮最不安全的情況，即取地基強度所確定的承載力等于樁身材料強度所確定的承載力［26－29］。因此，不論基樁發(fā)生何種方式的強度破壞，《公路橋涵地基與基礎(chǔ)設計規(guī)范》（JTG D63—2007）所提供的單樁豎向受壓承載力容許值都是由地基強度所確定的單樁豎向極限承載力在考慮必要安全系數(shù)后的值［30］，出于安全考慮，需要對地基強度所確定的單樁豎向極限承載力進行樁身強度驗算。

根據(jù)《公路鋼筋混凝土及預應力混凝土橋涵設計規(guī)范》（JTG D62—2004）［31］，按樁身材料所確定的極限承載力（19 170kN）小于3根試樁的實測極限承載力平均值（20 533kN），與試樁樁身材料破壞的判斷一致。由此可見，設計時應綜合考慮地基強度和樁身材料強度相匹配，做到合理利用地基強度與節(jié)約樁身材料。

5 結(jié) 語

（1）秦巴山區(qū)軟巖地基橋樁試樁荷載-沉降曲線呈陡降型，實測豎向極限承載力為20 500kN，樁的破壞方式為樁身材料強度破壞。

（2）樁側(cè)阻力隨著樁頂荷載的增大沿樁身自上而下發(fā)揮，有明顯的順序性；嵌巖段樁側(cè)阻力沿樁深的分布表現(xiàn)出非線性的特征；嵌巖段樁側(cè)提供了55%～65%的樁總側(cè)阻力；強風化礫巖和中風化砂礫巖的樁極限側(cè)阻力建議值分別為350kPa和450kPa，中風化砂礫巖端阻力容許值建議取1 000kPa。

（3）淤泥質(zhì)亞黏土地層中的碎石起到一定的骨架作用，增強了此地層極限樁側(cè)阻力，發(fā)揮極限側(cè)阻力所需的樁-土（巖）相對位移為4～8mm；強風化礫巖表現(xiàn)出加工軟化現(xiàn)象，發(fā)揮極限側(cè)阻力所需的樁-土（巖）相對位移為3～8mm；隨著樁頂荷載的不斷增大，中風化砂礫巖表現(xiàn)出加工硬化現(xiàn)象，極限側(cè)阻力特征點不明顯；巖體的風化程度越高，樁的極限側(cè)阻力越??；樁側(cè)巖土的性質(zhì)對樁極限側(cè)阻力的發(fā)揮及其所需的樁-土（巖）相對位移起決定性作用。

（4）本試驗的3根試樁為端承摩擦樁，樁端阻力約占總荷載的20%，樁側(cè)阻力承擔了80%左右的樁頂荷載。試樁端阻力與樁端沉降曲線呈緩變型，適當增加樁端位移有利于端阻力的發(fā)揮；樁端阻力的發(fā)揮滯后于樁側(cè)阻力，確定單樁軸向容許承載力時，應選取不同的樁端阻力和樁側(cè)阻力安全系數(shù)。

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