基于現場試樁的海上風電場嵌巖樁基承載力分析研究

熊文亮

(福建永福電力設計股份有限公司，福建 福州 350108)

0 引言

隨著國家“30·60”戰略目標的制定，我國海上風電進入了規模化建設階段。根據全球風能委員會GWEC發布的最新數據，2020年全球海上風電新增裝機容量6.067GW，其中，中國新增容量超過3GW，占全球新增一半以上。但隨著2022年財政補貼的全面告別，我國海上風電行業正式進入了平價時代，淺灘及近海的開發為平價提供可能。福建海域地質條件極為復雜，特別是近海多為巖基海床，其覆蓋層厚度及組成變化大，基巖埋深及風化程度變化大。目前國內已建和在建的風機嵌巖基礎的工程經驗較少。

樁基承載特力的研究方法主要有試驗法、理論分析方法、有限元法[1]。其中試驗分為原型試驗和小模型試驗，目前國內已有完成的海上嵌巖樁試樁工程。理論分析法有p-y曲線法及m法等，是目前最常用的計算水平荷載作用下樁體荷載傳遞特性的方法，其中p-y曲線法對非巖石土能較好地反映樁土共同作用的變形特性，且考慮了土體非線性效應，很多學者對其進行了研究，但不適用于巖石地基[2]。有限元法是隨著電子計算機的發展而迅速發展起來的一種現代計算方法。本文將福建海域嵌巖試樁工程的試驗數據與有限元模型計算進行比較，對福建海域海上嵌巖基礎承載特性開展研究，目前，對于土體地基中的基礎和豎向承載嵌巖樁已有較多的研究，而在嵌巖樁水平承載力方面的試驗和研究仍有較多不足，根據工程經驗及已有的相關研究成果，本文提出一種符合工程設計的地基反力法計算方法。

1 嵌巖試樁工程概況

1.1 工程概況

1.2 地質概況

場區地層上部主要為海積堆積的淤泥、淤泥質黏土、粉細砂、中粗砂、粉質粘土等構成，下伏基巖巖性主要為花崗巖。試驗區主要巖土層物理力學參數見表1。

表1 巖土層物理力學性能指標建議值

2 有限元模型

樁—土相互作用分析設計采用通用巖土有限元計算軟件PLAXIS 3D，用于巖土中樁—土作用分析計算，樁—土作用采用程序中的界面單元進行模擬，有限元模型如圖1所示，建模時樁土相關參數見表2～表3，對于程序中界面單元，選擇強度折減系數Rinter為主要的界面參數，根據經驗，砂土Rinter取值為0.65～0.8，粘性土Rinter取值為0.5～0.8，淤泥質土及淤泥Rinter取值1.0[3]。

圖1 樁—土相互作用有限元模型

表2 有限元建模主體結構參數

表3 有限元建模土體參數

3 地基反力法計算方法

在水平荷載作用下，基巖中的樁身在水平向變形非常小，適宜選用m法進行計算；對于非巖石土，p-y法已在工程實踐中得到大量運用及驗證，因此，針對覆蓋層，本文采用p-y法進行計算。

①當地基土層為黏土時，土體p-y曲線計算公式如下[4]：

(1)

(2)

(3)

(4)

式中，γ為土的有效重度(kN/m3)；J為經驗系數，取值范圍為0.25～0.50，其中正常固結軟黏土建議取0.50；D為樁徑或樁的寬度(m)；cu為未擾動黏土土樣的不排水抗剪強度(kPa)；p為泥面以下X深度處作用于單位長度樁上的水平土抗力標準值(kN/m)；pu為泥面以下X深度處單位長度樁側極限水平土抗力標準值(kN/m)；y為泥面以下X深度處樁側面水平變形(mm)；yc為樁周土達極限水平土抗力之半時，相應樁的側向水平變形(mm)；X為泥面以下樁的任一深度(m)；XR為極限水平土抗力轉折點的深度(m)。

②當地基土層為砂土時，土體p-y曲線計算公式如下[4]：

pus=(C1X+C2D)γX

(5)

pud=C3·D·γ·X

(6)

(7)

(8)

C3=Ka[(tanβ)8-1]+K0tanφ′(tanβ)4

(9)

(10)

(11)

K0=0.4

(12)

(13)

(14)

式中，γ為土的有效重度(kN/m3)；pus為淺層土的單位樁長的極限水平土抗力標準值(kN/m)；pud為深層土的單位樁長的極限水平土抗力標準值(kN/m)；X為泥面以下樁的任一深度(m)；XR為淺層土與深層土分界線深度(m)通過聯立求解式(5)與式(6)計算得到；φ′為砂土內摩擦角(°)；K為地基反力初始模量(MN/m3)，與內摩擦角存在相關關系，可按表4確定；y為泥面以下X深度處樁側面水平變形(mm)。

表4 K取值

③當地基土層為巖石時，土體m曲線計算公式如下[5]：

當時，中山先生經過旅途的輾轉周折，所帶的費用已分文不剩了，眼看著連一口面包都吃不上。于是，一些熱心的留學生便慷慨解囊，你湊一點，我湊一點，湊了三四十個英鎊送給中山先生，以暫時維持他的基本生活。不料三天之后，大伙兒再去看望他時，卻見他已將這些錢買了一大堆新書。一見面，中山先生便津津有味地指著書告訴眾人說，這是什么書，那是什么書，這本書怎樣怎樣好，那本書又如何如何重要。眾人見此情景，一個個不禁目瞪口呆，有的為中山先生的好學精神所驚駭，也有的抱怨他不該將吃面包的錢拿來買了書。

樁的計算寬度可按下式計算：

(15)

式中，b1為樁的計算寬度(m)，b1≤2d；d為樁徑或垂直于水平外力作用方向樁的寬度(m)；kf為樁形狀換算系數，視水平力作用面(垂直于水平力作用方向)而定，圓形或圓端截面kf=0.9；矩形截面kf=1.0；k為平行于水平力作用方向的樁間相互影響系數。

巖石地基抗力系數不隨巖層埋深變化，C0可按表5采用或通過試驗確定。

表5 巖石地基抗力系數C0

4 逐級荷載作用下樁的承載力特性分析

根據平海灣試樁工程數據進行數值模擬，有限元建模詳見上文，加載方式同試樁方案采用分級加載。

4.1 有限元計算結果

①軸向壓力荷載作用下各級荷載豎向位移圖如圖2～圖4所示。

圖2 壓力4800kN豎向位移圖

圖3 壓力12000kN豎向位移圖

圖4 壓力24000kN豎向位移圖

②軸向拔力荷載作用下各級荷載豎向位移圖如圖5～圖7所示。

圖5 拔力1760kN豎向位移圖

圖6 拔力7040kN豎向位移圖

圖7 拔力13200kN豎向位移圖

③水平力荷載作用下各級荷載水平位移圖如圖8～圖10所示。

圖8 水平力148kN水平位移圖

圖9 水平力444kN水平位移圖

圖10 水平力962kN水平位移圖

由圖2～圖4可知，豎向壓力分級荷載作用下，樁土影響范圍逐漸擴大，影響范圍隨著樁身呈倒錐型，當壓力荷載為24000kN時，土體最大豎向變形為7.6mm。由圖5～圖7可知，豎向拔力分級荷載作用下，樁土變形情況與抗壓試驗工況相似，當荷載為13200kN時，土體最大豎向變形為4.25mm。由圖8～圖10可知，水平力分級荷載作用下，樁土影響范圍逐漸擴大，且基本為非巖石土發生變形，巖石層基本未變形，當荷載為962kN時，土體最大水平變形為246mm。以上工況發生最大變形位置均在泥面附近土層。

4.2 試樁結果、有限元計算結果及本文計算方法對比分析

①垂直向下荷載作用下的試樁沉降量如圖11所示，抗壓計算結果和誤差見表6。

圖11 壓荷載—位移曲線

表6 抗壓計算結果對比

②垂直向上荷載作用下的試樁位移如圖12所示，抗拔計算結果和誤差見表7。

圖12 拔荷載—位移曲線

表7 抗拔計算結果對比

③水平荷載作用下的試樁位移如圖13所示，抗拔計算結果和誤差見表8。

圖13 水平荷載—位移曲線

表8 水平荷載計算結果對比

由圖11～圖12可知，在分級加載作用下，數值模擬計算結果與試驗結果位移隨荷載增大而增大；在壓荷載下，數值模擬及試驗荷載—位移曲線基本呈現出線性增長，而試驗結果位移隨荷載增大速率大于數值模擬方法的位移增大速率；試驗結果在拔荷載下，位移增大，速率逐漸增大。由表6和表7可知，試驗結果與數值模擬結果誤差范圍呈現波動性變化，誤差均在23%以內。

由圖13可知，在水平分級加載作用下，數值模擬的計算結果、本文計算方法結果與試驗結果位移隨荷載增大而增大，其中本文計算方法的結果呈線性增長，數值模擬結果與試驗結果位移增長均呈非線性增長，且試驗結果在后幾級加載中位移增長速率逐漸增大。由表8可知，數值模擬結果與試驗結果誤差均在20%以內，本文計算方法與試驗結果在前幾級誤差較大，但隨著荷載加大，與試驗結果更加接近。

綜合而言，數值模擬方法與試驗結果較為接近，特別是在前幾級加載中，兩者的位移更加接近，而隨著荷載增大，試驗的位移增速較大；在水平荷載作用下，本文計算方法與試驗結果相比，呈現出后幾級加載位移較為接近，而隨著荷載增大，試驗的位移增速最大，其次是本文計算方法，最后是數值模擬方法。

5 結論

數值模擬方法與試樁結果較為接近，其中本文地基反力法計算方法中巖石水平承載力采用了m法，因此荷載—位移基本呈線性增長。與試驗相比，數值模擬隨著荷載增加，位移計算結果均小于試驗結果，即數值模擬方法對于本試樁工程而言偏于危險，而本文計算方法隨著荷載增加，位移計算結果均大于試樁結果，即本文地基反力法計算方法對于本試樁工程而言偏于安全一些，可以滿足工程需要。

因此，利用工程地質參數無論是數值模擬還是本文地基反力法計算方法均無法非常準確的還原試樁結果，主要原因為無法準確考慮巖土天然存在缺陷的影響，例如巖土土質不均勻性、巖石裂隙節理等缺陷的影響。因此，在計算嵌巖樁基承載力時，應結合當地工程經驗或試樁結果，對巖土參數進行相應的修正，特別是在利用本文地基反力法計算方法計算水平承載力時，應與數值模擬方法相互對比，綜合分析得到一個安全、可靠的嵌巖樁基承載力。