鐵路橋梁樁基礎抗震性能擬靜力試驗研究

李天寶，陳興沖，丁明波

(蘭州交通大學土木工程學院，蘭州 730070)

鐵路橋梁樁基礎抗震性能擬靜力試驗研究

李天寶，陳興沖，丁明波

(蘭州交通大學土木工程學院，蘭州 730070)

為了研究群樁基礎在水平荷載作用下地基土及樁身進入非線性狀態后樁身內力變化過程和應力分布規律，通過對群樁基礎縮尺比例模型進行擬靜力試驗，分析研究樁基礎的破壞機制、承載能力及樁身應力分布；采用M塑性鉸模擬墩的彈塑性、PMM塑性鉸模擬變軸力作用下樁身的彈塑性和日本規范中推薦的方法模擬土的非線性建立有限元模型，對群樁-承臺-墩整體結構進行PUSHOVER分析。結果表明：(1)水平荷載作用下，各樁受力不均勻，外排樁的樁身應力大于內排樁的樁身應力；(2)高承臺樁樁身最大應力點位于土面以下2～4倍樁徑范圍內。

鐵路橋梁；群樁基礎；非線性；模型試驗；擬靜力試驗

樁基礎是鐵路橋梁工程中應用最多的基礎形式之一，隨著鐵路標準的提高，橋梁占線路長度的比例越來越大，樁基使用數量也大幅增加，其應用范圍亦逐步擴大[1]。在地震作用下，忽略樁身剪力，群樁基礎中的單樁是拉彎或者壓彎構件，且沿樁身每個截面的偏心距是變化的。因此弄清楚在水平荷載作用下，考慮樁-土相互作用時，樁身的應力分布規律、樁的破壞機理，對樁基礎的設計至關重要。在這方面國內外已進行了理論及試驗研究，北京市樁基研究小組[2]給出了鉆孔灌注樁水平承載力的確定方法并對C法、m法、K法和張氏法計算的樁身彎矩與實測彎矩進行了比較。黃河河務局的現場試驗[3]表明，離推力最遠的前排樁受到的土抗力最大，分配到最大的水平力，提出了在用試樁資料確定群樁水平承載能力時，應考慮群樁水平效率系數。張振拴，楊樹標[4]對預應力混凝土管樁進行振動臺模型試驗研究，得出了在不同地震波作用下管樁樁身產生的應力、應變、彎矩及位移沿樁身的分布規律，確定出樁身的最大彎矩產生的位置為距離樁頂5～6倍樁徑處。陳祥，孫進忠，蔡新濱[5]結合實際工程詳細地介紹了利用鋼筋計測試水平荷載作用下樁身彎矩、撓度和轉角分布的方法，得出了在水平荷載作用下，樁身最大彎矩截面位于在地面以下2～3 m處，且隨荷載的增大最大彎矩截面逐漸向下轉移；發生彎曲變形的部分主要在樁長1/3 以上的樁體。李俊，強士中等[6]提出在沒有試樁資料的情況下，可以通過動力觸探擊數確定m值以降低取值的任意性。王國粹，楊敏[7]選用簡單的理想彈塑性P-Y曲線模型對黏土中的水平受荷樁進行分析，證明了理想彈塑性P-Y曲線模型適用于不同土性的黏土場地中樁基的計算。目前，常采用土彈簧代替土對樁的作用，對于每一彈簧，一種方法是采用線性剛度假定，如我國規范的“m”法；另一種方法是考慮土的非線性，如P-Y法、日本規范[8]推薦的方法等[9]。我國《鐵路橋涵地基和基礎設計規范》規定[10]：規范給出的m值僅適用于地面處水平位移不超過6 mm 的情況；當樁身位移較大時，樁身任一點的土抗力與樁身水平位移之間需按非線性考慮，P-Y曲線法能使計算機結果接近于實測值，但所需土工指標Cu和ε50(三軸應力試驗中最大主應力差一半時的應變值)受各種條件的影響離散型比較大，因此用它確定的P-Y曲線有時會引起較大誤差[11]。

本文在模型試驗的基礎上，采用日本規范中推薦的理想彈塑性模型模擬土的非線性，對高承臺群樁基礎進行PUSHOVER分析，得出了樁-承臺-橋墩整體結構的骨架曲線，總結出水平荷載作用下樁身應力的分布規律，研究了高承臺群樁基礎的破壞特征，以期為樁基礎的設計提供更加科學合理的依據。

1 試驗概況

1.1 模型尺寸及材料

選擇石太客運專線上的一座雙線簡支箱梁橋的1個墩為研究對象，墩截面為圓端形，基礎為高樁承臺鉆孔樁基礎，以墩底控制截面的橫橋向抗彎慣性矩相等為原則，將圓端形橋墩截面等效為矩形。本次試驗在3 m×3 m×2.6 m的土工模型槽內進行，由于受試驗室的場地空間、加載設備條件等限制，采用1∶8縮尺模型，模型尺寸為：橋墩截面為0.62 m×0.325 m，高1.2 m，樁直徑0.16 m，樁長2.4 m，樁身高出地面10 cm。模型的橋墩、承臺、樁基均采用C40微粒混凝土，墩身主筋采用20根φ8 mm，沿四周配筋，配筋率為0.5%，箍筋采用φ6 mm，間距15 cm；承臺采用φ6 mm鋼筋，頂層與底層配筋率均為0.035%；樁基礎主筋采用6根φ6 mm，配筋率為0.85%。

1.2 試驗內容

在擬靜力試驗循環往復加載中，測定墩頂水平位移和樁身應變，觀察試驗過程中土工模型槽內土體和墩身的破壞情況，試驗完畢挖出土，觀察樁身的破壞情況。

1.3 試驗方法

本次試驗采用擬靜力試驗中的力加載制度，加載歷程為±15 kN～±120 kN，步長為5 kN，每次反復加載3次，加載系統見圖1。液壓加載設備采用手動控制的拉壓千斤頂，水平荷載由傳感器測試；墩頂位移由量程200 mm的位移計測量；樁身應變由貼在樁身鋼筋上的應變片測得，試驗中對1號、2號、3號和4號樁進行測試，每個樁身布置了6個應變片，加載方向和樁身編號見圖1。

圖1 加載系統示意

2 試驗現象

(1)加載至45 kN以前，橋墩和地基土未產生裂縫，說明土體之前一直處于彈性狀態，加載到45 kN時，地面土體出現第一條微裂縫。之后隨著荷載的增大地基土和墩身相繼產生了一系列新的裂縫，已出現的裂縫也有不同程度的開展，裂縫最寬達到20 mm，最長延伸到土工模型槽邊上，加載到65 kN時墩身出現微裂縫，土體裂縫見圖2。

圖2 土體裂縫

(2)加載到80 kN時，外排樁有拔起現象，此時樁身與樁周土體剝離。以后隨著荷載的往復和增大，樁身與樁周土體分離的現象越來越明顯。當分離裂縫接近10 mm時，為了便于觀察樁身與土體分離的深度，沿樁身灌入墨汁。試驗完畢挖開土體時，發現每個樁身周圍都不同程度存在著樁周土與土體的分離，外排樁(1、2、7、8號樁)與土體的分離最明顯，從墨汁痕跡可見分離深度最大接近1 m，即接近6倍樁徑，見圖3。

圖3 樁與土體分離

圖4 8號樁樁身裂縫

(3)試驗完畢，挖開樁基周圍的土體，發現8根樁中，外排的4根樁(1號、2號、7號、8號樁)出現了裂縫，其中7號和8號樁裂縫比較明顯。7號樁在承臺底11 cm、44 cm處出現裂縫，8號樁在承臺底30～70 cm范圍內出現數條環形裂縫，見圖4。

3 試驗結果

3.1 滯回曲線和骨架曲線

采用擬靜力試驗研究結構或構件的恢復力特性時，大多從結構的骨架曲線、滯回性能、變形能力等幾個方面對結構的抗震性能進行評價。試驗得到的骨架曲線和滯回曲線見圖5。

從滯回曲線圖中可見，樁-土-橋墩整體體系表現出了與單一構件非常相似的滯回特性。滯回曲線的發育過程大致相同：在混凝土開裂之前，加、卸載曲線構成的滯回環的面積很小，類似尖梭形；當變形增大時，混凝土表面開始陸續出現水平裂縫，試件的損傷情況隨之逐漸加重，滯回環形狀也由狹窄的線形過渡成較豐滿的梭形，表現出了彎曲構件的典型滯回特征，隨著外荷載的增加，滯回環形狀開始由梭形向反“S”形過渡。

圖5 試驗所得滯回曲線和骨架曲線

由骨架曲線可知，當墩頂荷載較小時，整體結構處于彈性階段；隨著墩頂水平荷載的增加，地基土、橋墩及樁身逐漸進入塑性階段，整個結構的剛度逐漸降低。樁身僅發生開裂，未形成明顯的塑性鉸。當加載到70 kN以前墩身未出現明顯裂縫，因此70 kN以前骨架曲線的非線性主要體現了地基土的非線性特征。另外從圖中可以看出，隨著加載的進行，結構整體的剛度逐漸下降，而且加載的荷載值越大，剛度下降越明顯。主要原因是隨著加載的進行，地基土逐漸屈服，樁土產生了分離，致使整體結構受力模式不斷在改變。

3.2 樁身應力分布

由群樁基礎樁身縱向鋼筋在不同墩頂水平荷載作用下的實測應變(不包含墩頂豎向力的影響)，計算出各樁的應力分布見圖6。

圖6 樁身應力分布

由圖6可知，①在外力作用下，外排樁(即1號和2號樁)的樁身應力大于內排樁(即3號和4號樁)的樁身應力，說明在水平荷載作用下群樁中各樁的受力是不均勻的；②樁身應力沿樁身向下衰減，衰減趨勢呈非線性，在樁身下部趨于零。這是由于水平荷載引起樁的變形沿樁身向下越來越小，土的反力越來越小；③樁身應力隨著水平荷載的增大而增大，且應力的增量增大，這在樁的中上部體現比較明顯，在樁的下部較弱；④最大應力出現在地面以下2～4倍樁徑的范圍內，且隨著荷載的增大而向下移動；⑤在水平荷載作用下，外排樁即1號和2號樁樁頭處的截面應力隨著荷載的增大而增大，而內排樁即3號和4號樁樁頭處截面應力變化不明顯。在荷載較大時，正負向加載產生的樁身應力不對稱，這是由于樁身出現裂縫后，受拉時，受拉區混凝土退出工作；受壓時，帶裂縫的混凝土能夠承受一定的荷載。

4 試驗結果與有限元模型分析結果對比

4.1 群樁-承臺-墩推導分析模型

混凝土采用Mander模型，鋼筋采用修正的Giuffre-Menegotto-Pinto模型。

墩采用分布M鉸模擬，承臺均采用彈性梁單元模擬，承臺底和樁頂之間用剛性連接[12]。樁身采用分布 PMM 鉸模擬[13]。樁側土水平抗力-位移關系、樁周土豎向摩阻力-位移關系、樁尖土豎向抗力-位移關系采用日本規范推薦的方法模擬，依據土工試驗結果，各層土最大周邊承載力強度為52 kPa，樁尖土豎向承載能力取550 kPa。

4.2 墩頂水平力-位移骨架曲線

對群樁-承臺-墩整體結構進行PUSHOVER分析，得到了整體結構的骨架曲線(圖7)、樁身內力及其變化，并在此基礎上計算出了樁身的應力。

圖7 試驗和計算所得骨架曲線

4.3 樁身內力變化與應力分布

由于進行Pushover分析時，采用的是桿系單元，無法直接得到樁身鋼筋的應力。本文將得到的應力換算為鋼筋應力并與試驗所測得的應力進行了對比(圖8)。

圖8 樁身應力曲線

樁受水平承載力達到一定數值后，由于受拉區混凝土的塑性變形，使中性軸不過截面形心而略偏向受壓區一側；當樁身開裂受拉區混凝土退出工作后，中性軸更移向受壓區一側。另外在計算軸向拉力產生的應力時，在混凝土開裂后只有核心混凝土的一部分參加工作，截面外側的混凝土退出工作。由于試驗中僅測定了一側鋼筋的應變，無法確定中性軸的位置，只能近似按中性軸通過截面形心和全截面受拉進行計算，這將會使計算的鋼筋拉應力比實際小，壓應力比實際的大，樁身開裂前偏離值是較小的。

在模型試驗的基礎上，結合有限元分析，發現樁在軸力和彎矩的作用下，成為拉彎或者壓彎構件而開裂進而破壞。其過程為隨著水平荷載的增大，樁側土體由彈性進入塑性，在水平荷載較大時，樁中上部的側向土水平位移過大，導致樁土之間發生分離，會使樁側與土體之間的摩阻力失效，樁身內力重新分布，使得樁身所受軸力和彎矩變大。

5 結論

(1)采用PMM鉸模擬變軸力作用下的鋼筋混凝土樁的彈塑性，分別用日本規范推薦的方法模擬地基土的非線性，數值分析結果與試驗結果吻合較好。

(2)在水平荷載作用下，外排樁的樁身應力大于內排樁的樁身應力。

(3)模型樁試驗結果和有限元分析結果表明，高承臺樁樁身最大應力點位于土面以下2～4倍樁徑范圍內。

(4)在水平荷載作用下，鐵路高承臺群樁基礎的破壞優先發生在邊排樁，始于樁周土的屈服。

[1] 趙冠剛.群樁基礎補樁方案探討[J].鐵道標準設計，2010(12)：65-66.

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[5] 陳祥，孫進忠，蔡新濱.基樁水平靜載試驗及內力和變形分析[J].巖土力學，2010，31(3)：753-759．

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Study on the Static Test of Anti-earthquake Performance of Railway Bridge Pile Foundation

Li Tianbao， Cheng Xingchong， Ding Mingbo

(School of Civil Engineering， Lanzhou Jiaotong University， Lanzhou 730070， China)

In order to study the change process of internal forces and distribution rule of stress of pile considering nonlinear behaviors of pile shaft and subsoil under lateral loads， the pseudo-static test on scale model are carried out to study failure mechanism， bearing capacity and stress distribution of pile. A nonlinear static calculation model of pile group foundations is put forward to conduct Pushover analysis on pile-pile cap-pier structure， in which the elastoplasticity of pier shafts is simulated by M plastic hinge， pile shafts in variable axial loads issimulated by distributed PMM plastic hinge and nonlinearity of subsoil is simulated by the method given in Japan Railway Code. The results show that：(1) Under lateral loads， piles are not loaded uniformly，and the stress of outer row of pile is greater than the inside row of pile. (2)The maximum stress point of tall platform pileis located at the depth of about 2～4 radius．

nonlinearity; group pile foundation; model test; pseudo-static test; railway bridge

2014-01-03

國家自然科學基金(51068017)

李天寶(1989—)，男，碩士研究生。

1004-2954(2014)10-0062-04

U443.15

：A

10.13238/j.issn.1004-2954.2014.10.015