斜坡隔離樁自平衡試驗研究

劉 翼

（湖南湘江新區投資集團有限公司，湖南 長沙 410012）

位于斜坡上的摩擦工程樁，在豎向荷載作用下通過樁周側摩阻力將荷載將傳遞到坡體上，影響邊坡穩定性[1-2]，通過在樁周設置摩擦小的材料進行隔離，使得荷載傳遞至邊坡破裂面以下足夠深度的穩定巖土層，可以減小對邊坡穩定造成不利影響。為了獲取隔離后樁側摩阻力，評估隔離樁隔離措施的效果，文章通過邊坡現場原位自平衡試驗對試驗樁采取隔離措施后的側摩阻力進行研究，分析樁側摩阻力的變化特征，為樁周隔離設計優化提供了依據，取得了顯著效果，可以為相關工程的提供借鑒。

1 工程概況

文章自平衡試驗位于長沙市桐溪路景觀橋邊坡上，現場圖見圖1。該邊坡高度約為80m，坡址區以泥盆系微風化灰巖為主，厚層狀構造，節理裂隙稍有發育，見溶蝕槽痕，局部發育溶蝕裂隙，巖芯多呈柱狀，屬較硬巖，巖體較完整，巖體基本質量等級為Ⅲ級，典型地質剖面見圖2。邊坡所在場地內主要發育有兩組順層節理，將巖體切割成碎塊狀及塊狀，形成順向坡。

圖1 邊坡現場圖

圖2 典型地質剖面圖

由于橋梁樁基位于邊坡之上，且荷載較大，為避免邊坡上部巖土體承受荷載，在橋梁基樁樁周設置了隔離層，從而將荷載傳遞到下部穩定地層中。鑒于常規樁基豎向靜載荷試驗，不易準確獲取基樁隔離段的樁側摩阻力，且加載過程中大量堆載會影響邊坡穩定性[3]，文章采用基樁自平衡試驗準確獲取樁側摩阻力[4]。

2 自平衡試驗方案

2.1 試驗方法

自平衡試驗通過在樁底安裝加載箱，并將加載的高壓油管和位移桿一起引到地面。試驗時，從樁頂通過高壓油管對荷載箱內腔施加壓力，箱頂與箱底被推開，產生向上與向下的推力，從而調動上部樁周土的側阻力與端阻力來維持加載。自平衡試驗的原理圖見圖3。

圖3 自平衡試驗原理

本次試驗設置了3根試驗樁，試驗樁的直徑均為1000mm，1#、2#、3#試樁長度分別為14.2m、14.5m、16.7m。試樁成孔直徑為1500mm，采用1000mm直徑鋼護筒，鋼護筒內放鋼筋籠然后現澆混凝土成樁。鋼護筒與孔壁之間的空隙填充陶粒作為樁周隔離措施。試樁所在地層均為灰巖，其基本物理力學參數見表1。

表1 試驗樁基本參數

2.2 試驗設備

試樁自平衡試驗采用的設備有環型荷載箱、電動油泵、電子位移計、鋼筋計、數據采集儀、筆記本電腦等。

環形荷載箱行程均為20cm，高壓油泵的最大加壓值為60MPa，加壓精度為每小格0.5MPa。電子位移傳感器量程為50mm，每樁4只，通過磁性表座固定在基準鋼梁上，2只用于量測樁身荷載箱處的向上位移，2只用于量測樁身荷載箱處的向下位移。鋼筋計布置在樁身鋼筋籠上，每隔2m，對稱布置4個鋼筋計，1#試樁鋼筋計安裝示意圖見圖4。以上設備通過采集儀與電腦相連，由電腦控制量測并在電腦屏幕上實時顯示相關曲線。

圖4 1#試樁鋼筋計安裝示意圖

2.3 試驗步驟

試驗加載采用慢速維持荷載法，測試按《公路橋涵施工技術規范》（JTG/T F50—2011）和《基樁靜載試驗自平衡法》（JT/T 738—2009）進行。

試樁分級進行加載，其中1#和2#樁每級增加100kN加載，3#樁每級增加500kN加載。具體見表2。

表2 試樁加載分級表

3 試驗結果

1#樁在加載至第10級（1000kN）時向上位移0.91mm、向下位移0.46mm，均未達到上下段樁的極限值，因此繼續加載，直至第12級（1200kN）時，向上位移2.51mm、向下位移0.74mm；加載第13級（1300kN）時，向上位移發生陡變，達到38.57mm，且無法穩定壓力，故停止加載?，F場實測數據繪制曲線見圖5，根據圖5綜合判斷1#樁上段樁極限承載力值取第12級荷載值為1200kN。1#～3#樁的加載情況見表3。

圖5 典型的S-lgQ曲線圖（1#樁）

表3 試樁加載情況

3.1 樁身側摩阻力

根據加載結果，得到了試樁的荷載箱上段樁的極限承載力Qu上，由于在自平衡測試中，加載是自下而上與實際工程荷載方向相反，需要進行轉換才能得到正常加載方式下的樁身軸力和側摩阻力。文章利用荷載傳力解析法進行轉換[5-6]，該方法根據測定的荷載箱的荷載、垂直方向向上和向下位移以及樁在不同深度的應變，計算出軸向力分布，進而求出不同深度的樁側摩阻力，最終換算成樁頂荷載對應的荷載—沉降關系。經計算各試樁的總樁側摩阻力分別為1#樁1236kN、2#樁961kN、3#樁12405kN。樁身各段的摩阻力可通過安裝在樁身的鋼筋計計算。具體算計方法如下：

（1）軸力計算。應變量可由樁身預埋的應變計讀數求得，其計算公式如下：

式中：εs為應變計在某級荷載作用下的應變量；ε讀為應變計在某級荷載作用下讀數；K為應變計系數；B為應變計計算修正值。

在同級荷載作用下，試樁內混凝土所產生的應變量等于鋼筋所產生的應變量，相應樁截面微單元內的應變量即為鋼筋的應變量，其計算公式如下：

式中：εc為某級荷載作用下樁身截面混凝土產生的應變量；σc為某級荷載作用下樁身截面混凝土產生的應力值，kN/m2；σs為某級荷載作用下鋼筋產生的應力值，kN/m2；Ec為樁身混凝土彈性模量，kN/m2；Es為鋼筋彈性模量，kN/m2；Ac為樁身截面混凝土的凈面積，m2；As為樁身截面縱向鋼筋總面積，m2；Pz為某級荷載作用下樁身某截面的軸向力，kN。

在建立試樁標定截面處的Pz～Psi相關方程后，各量測截面的樁身軸向力Pz值便可通過計算得到。

（2）摩阻力計算。各土層樁側摩阻力qs可由軸力之差除以測表面積得到。

式中：qs為樁側各土層的摩阻力，kN/m2；ΔPz為樁身量測截面之間的軸向力Pz的差值，kN；ΔF為樁身量測截面之間樁段的側表面積，m2。

（3）樁身各處位移計算。為了得到樁側土摩阻力qs隨樁身沉降S的變化規律，需確定各計算深度處樁身位移Si值。

式中：Si為第i計算截面處的沉降量，mm；Si+1為i+1計算截面處的沉降量，mm；Δi為第i+1截面到第i截面間樁身的彈性壓縮量，mm。

Δi按下式計算：

式中：Pz,i為第i截面樁身軸向力，kN；Li為第i+1截面至第i截面處樁段長度，m；An為樁身換算截面面積，mm；d為試樁直徑，mm2；n為主鋼筋根數；As為單根主筋面積，mm2。

通過以上計算可以得到加載過程中個樁側土摩阻力qs隨樁身位移S的變化曲線。1#樁不同深度的樁樁側土摩阻力qs隨樁身沉降S的變化曲線見圖6，可以看出，最大位移已經超過40mm，樁側摩阻力已經被充分激發，位移超過10mm以后，側摩阻力曲線出現突變，變得平緩，隨著位移增大，側摩阻力變化不大，可見1#樁已經達到了側摩阻力極限。另外，不同深度的側摩阻力值變化不大，基本在28～32kPa。2#不同深度的樁樁側土摩阻力qs隨樁身沉降S的變化曲線見圖7，可以看出，最大位移已經超過40mm，樁側摩阻力已經被充分激發，位移超過10mm以后，側摩阻力曲線出現突變，變得平緩；隨著位移增大，側摩阻力變化不大，可見2#樁已經達到了側摩阻力極限。與1#樁不同之處在于，不同深度的側摩阻力值變化范圍略大，從14～41kPa不等。經了解，2#樁在充填隔離護筒與樁孔壁之間的間隙時有過暫停，可能由此導致隔離不均勻，樁周不同深度的側摩阻力變化較大。

圖6 1#試樁樁側土摩阻力隨樁身位移變化曲線

圖7 2#試樁樁側土摩阻力隨樁身位移變化曲線

3.2 隔離效果

試樁在鋼護筒與孔壁之間的空隙填充陶粒作為樁周隔離設施，通過試驗表明該隔離設施效果十分顯著。

布置隔離護筒后，樁周側摩阻力qs實測最大值為41kPa，1#樁側摩阻力極限平均值為29.7kPa，2#樁側摩阻力極限平均值為25.6kPa。兩者分別為勘察極限側阻力標準值450kPa的6.6%和5.7%，說明采用鋼護筒及陶粒填充作為隔離設施是有效的，可隔離90%以上的側摩阻力，有效減小樁基荷載對邊坡的不利影響。

4 結論

文章通過桐溪路景觀橋進行基樁隔離效果的自平衡試驗，得到了樁側極限承載力和樁身不同深度的側摩阻力qs，分析了側摩阻力的變化特征，得到以下結論：

（1）自平衡試驗可以較好地激發樁側摩阻力，試驗中樁基位移超過10mm時，基樁可達到樁側摩阻力極限。（2）采取隔離措施后，實測樁側摩阻力qs最大值為41kPa，側摩阻力極限平均值不超過30kPa。（3）采用鋼護筒及陶粒填充作為隔離設施是有效的，可以隔離90%以上的側摩阻力，有效減小樁基荷載對邊坡的不利影響。

綜上，斜坡上的工程基樁，在不影響邊坡穩定性的情況下，可通過采用自平衡方法得到樁側摩阻力。側摩阻力可采用鋼護筒及陶粒填充進行隔離，試驗發現可以隔離90%以上的側摩阻力，有效減小樁基荷載對邊坡的不利影響。