地下連續墻-樁組合基礎的水平承載性能

張偉, 張興麗, 陳逸飛,3, 魏煥衛, 劉聰,4*

(1. 山東電力工程咨詢院有限公司, 濟南 250031;2. 山東建筑大學土木工程學院建筑結構加固改造與地下空間工程教育部重點實驗室, 濟南 250101;3. 山東省建筑工程質量檢驗檢測中心有限公司, 濟南 250031; 4. 大連理工大學海岸與近海工程國家重點實驗室, 大連 116024)

隨著城市建設不斷發展,越來越多的工業建筑、電廠建筑及海洋建筑等在持續興建的進程中也面臨著諸多的問題。在工業與電廠建筑中,如存儲大規模物質的倉庫、電廠特殊工業鍋爐房、火力發電廠的堆煤棚、冶金工業廠房和機械廠房的鑄造車間等,因堆載需求所產生的較大水平力可能引起建(構)筑物基礎發生側向變形[1-2];與之相似的,在海洋建筑中,如海上石油鉆井平臺、風力發電機等,基礎結構也往往受到波浪力、地震力等水平力作用[3]。

目前抵抗水平力的常規基礎形式主要為群樁基礎和地下連續墻[4-6],其中水平受荷樁作為承擔水平力的主要構件形式是應用最為廣泛的。常規提高群樁基礎水平承載力的方法主要有增加樁長、樁徑、樁數、樁后土體改良等措施。然而,樁基礎的水平承載性能與樁長、樁徑、樁后土體加固等因素呈非線性關系。由于承受較大水平力的特殊情況的需求日益加劇,對樁基礎的水平承載能力提出更高的要求。地下連續墻因其整體剛度大、水平承載力高,有效解決了軟土地區深基坑工程支護問題[7],廣泛應用于橋梁錨碇基礎與超高層建筑基礎中。值得注意的是,地下連續墻基礎最顯著的不足就是經濟成本過高。

伴隨地下連續墻技術的不斷發展,日本把樁基和地下連續墻結合起來,嘗試在地下連續墻施工時在其內部放入現澆灌注樁或預制樁,從而構建地下連續墻與樁基協同工作的模式,二者共同承擔上部荷載,成為承載力和剛度更優的基礎形式[8]。鑒于承受水平荷載的基礎結構的受力特性多表現為中上部彎矩和變形大、下部彎矩和變形小的特點[9-11],魏煥衛等[12]首次提出將群樁和地下連續墻結合,采用“上部墻體+下部群樁”,二者通過鋼筋錨固連接的方式建立組合基礎。區別于復合基礎,該形式可以充分發揮地下連續墻剛度大、下部樁基基礎嵌固的優勢,符合變形大的位置增加剛度限制變形量、變形小的區域減小剛度控制經濟成本的變剛度設計新理念。

目前,針對樁基和地下連續墻的水平承載特性的分析,國內外學者進行了大量的相關試驗[13-17]及數值分析[18-19]研究。Ashour等[20]研究了濕陷土中的軸向加載樁行為,利用不同初始條件的濕陷性土壤樣本建立土壤應力-應變關系相關性,將其集成到樁土模型中,以預測樁的軸向響應。Kü?ükarslan等[21]采用邊界元和有限元相結合的方法對水平受荷樁基進行了相應的分析。戴國亮等[22]采用水平載荷試驗分析了井筒式地下連續墻-土芯-外部土體的相互作用機理。羅鑫[23]分別通過室內模型試驗和數值模擬研究了變截面井筒式地下連續墻的水平承載特性,并提出了適用于變截面井筒式地下連續墻的理論計算方法。然而,由于地下連續墻-樁組合基礎是依托于地下連續墻和群樁發展改進的一種新型基礎形式,目前對于地下連續墻-樁組合基礎的承載特性研究較少,大部分成果均是針對群樁基礎和地下連續墻單一的基礎形式。

為了探究新型地下連續墻-樁組合基礎的水平承載特性,明晰新型基礎周圍土體的水平變形性狀、內力變化規律及荷載分擔比是亟須解決的關鍵問題所在。因此現通過開展現場試驗,并與數值模擬相結合,對地下連續墻-樁組合基礎的水平承載特性及其受力性狀進行研究,以期為今后的設計和施工提供指導。

1 現場試驗概況

1.1 工程地質條件

試驗場地位于山東省濟南市平陰縣黃河沿線高速公路工程場地內,試驗場地為黃河三角洲第四紀沖積平原地貌,場地內主要分布粉土層和粉質黏土層,該場地地下水位位于-1.0 m左右。場地土層從上到下的分布情況如表1所示,并給出了土層物理力學性質參數指標。

表1 土層物理力學參數Table 1 The mechanical parameters of the soils

1.2 現場試驗方案

結合場地條件,將現場試驗設置為2組(T1和T2),共4個模型,每組兩個基礎模型(C1和C2)之間架設千斤頂,互為反力裝置,如圖1所示。樁基礎采用鋼管代替鋼筋籠來制作灌注樁,具體施工為先鉆孔→下放鋼管→澆筑混凝土。鋼管內徑146 mm、壁厚6 mm,澆筑完畢后的樁徑220 mm,樁長6 m。地下連續墻高1 300 mm,外墻尺寸為1 300 mm×1 500 mm,墻厚320 mm。為了保證組合基礎的整體剛性,將鋼管樁嵌入連續墻100 mm(圖2)。

圖1 現場試驗平面布置圖Fig.1 Layout of field test model

1.2.1 位移測量

位移傳感器的布置如圖1所示,組合基礎的位移量測使用量程為50 mm與100 mm的電子位移計,通過磁性表座將其固定于基準梁上。在對應基樁位置的地下連續墻上部安置4個位移計,同時,在順加載方向的前、后墻各安置兩個位移計。

1.2.2 應變測量

應變采集選用1/4橋接線方式,其中,每組組合基礎模型中應變片粘貼在P1(受荷處)與P4(背荷處)位置的鋼管壁外側(雙面粘貼)和地下連續墻中對應P1、P4位置中心的縱筋外側(單面粘貼)。連續墻自縱筋彎起位置280 mm處粘貼應變片,并每隔200 mm貼一個應變片,共5個。基樁自鋼管頂部100 mm處開始貼應變片,并每隔200 mm貼一個,共6個;之后每隔400 mm貼一個,共10個。

1.2.3 土壓力測量

土壓力數據的量測,采用土壓力盒進行采集。試驗在地下連續墻后墻中線和P4處樁中心線位置的0.5、0.7、0.9、1.1 m位置處各安放一個土壓力盒,收集該位置基礎外側土壓力數據(圖3)。

圖3 土壓力盒布置圖Fig.3 Layout of the earth pressure cell

1.3 現場試驗施工過程

處理后的鋼管樁如圖4(a)所示。樁基礎施工過程中,為保證鋼管位于樁孔的中心位置,在鋼管的外側焊接三組定位環,每組4個。樁基礎的成孔方式采用水循環泥漿護壁的方法進行施工。

圖4 組合基礎的施工過程Fig.4 Construction process of the composite foundation

連續墻的制作分為4個部分,土體開挖、綁扎鋼筋、支模和澆灌混凝土。開挖后將鋼管樁露出坑底20 cm,然后在坑底澆灌10 cm厚墊層。待墊層強度達到要求后,對連續墻進行鋼筋綁扎[圖4(b)]。鋼筋全部綁扎完成后,放置連續墻鋼筋籠與外側模板,隨后進行連續墻的澆筑[圖4(c)],最終現場試驗加載狀態如圖4(d)所示。

試驗采用兩臺50 t油壓千斤頂同時進行水平加載(圖5),為保證兩臺千斤頂同時提供相同的荷載,將兩臺千斤頂連接到同一臺油壓泵,進行數控加壓。按照規范《建筑地基基礎設計規范》(GB 50007—2011)[24],現場試驗加載分5級進行,第一級加載值為200 kN,此后每級荷載增加100 kN。每級荷載施加后,在5、15、30、45、60 min時分別對組合基礎頂部的水平位移進行讀數記錄,之后每隔30 min測讀一次數據。

圖5 臥式千斤頂Fig.5 Horizontal jack in test

2 數值分析

2.1 數值建模

組合基礎數值模型與現場試驗尺寸比例為1∶1,同時將數值模型邊界設置為長10 m、寬10 m,總高度為9 m,以此減小邊界效應的影響[25]。在模型構建過程中,用點線面的形式表示結構單元,通過對結構單元材料屬性中的三維尺寸進行賦值定義來表示空間結構。地下連續墻采用板單元,樁基礎采用“embedded樁”,具體材料參數如表2、表3所示。

表2 地下連續墻材料屬性Table 2 The material properties of the diaphragm wall

表3 Embedded鋼管樁材料屬性Table 3 The material properties of embedded steel pipe piles

2.2 土體本構模型參數

土體本構模型選用土體硬化(hardening-soil,HS)模型,該模型可以較為準確地模擬土體從彈塑性到破壞階段的應力、應變及剛度變化。根據現場地質資料,在樁身深度范圍內土層多為粉土和粉質黏土,數值模型中將土體簡化為兩層土。

土體模型參數按照現場勘察報告以及當地經驗值(E=3Es),所以上層粉土選取E50-ref=20 MPa,Eoed-ref=20 MPa,Eur-ref=3E50-ref=60 MPa。應力相關系數m按經驗值取0.75,泊松比ν=0.3。具體參數如表4所示。

表4 基于現場試驗的土體硬化模型參數Table 4 The parameters of the soil hardening model based on field tests

3 現場試驗及數值結果分析

3.1 荷載-位移分析

現場試驗中,通過布設在地連墻上部的位移傳感器,測得基礎頂部的水平位移和豎向位移。為使數據更具有規律性,對4組模型的位移結果取平均值,繪制出組合基礎水平荷載-位移曲線,同時與數據模擬的荷載-位移曲線相對比。

3.1.1 水平位移

圖6為不同荷載等級下組合基礎頂部的水平位移變化規律。現場試驗結果與數值模擬結果相近似,荷載達到400 kN之后,試驗結果偏大,這主要是由于現場試驗的影響因素眾多,受現場環境影響較大。

圖6 荷載-水平位移曲線Fig.6 Horizontal displacement results of the field test and numerical simulation

由圖6可得,組合基礎頂部的荷載和水平位移結果整體上呈非線性特征,并且具有顯著拐點。在加載初期(<300 kN),水平位移曲線近似為線性,基礎結構與周圍土體的變形處于彈性變形階段且位移較小,可以判定此時的荷載(300 kN)為臨界荷載。隨著持續加載,組合基礎頂部的水平位移逐漸增大,變形處于彈塑性階段。當加載到600 kN時,水平位移達到50 mm以上,這一階段墻側土體發生了塑性變形,達到組合基礎承受的極限水平荷載。

3.1.2 豎向位移

現場試驗測得了組合基礎前墻和后墻頂部的豎向位移,并與數值模擬結果相對比,如圖7、圖8所示為組合基礎在荷載為600 kN時的豎向位移云圖。在荷載達到300 kN之前,兩者結果相似,隨后出現較大偏差,這是因為基礎周圍土體進入塑性變形階段,較大的變形使得墻體產生了偏大的豎向位移。

圖7 荷載-豎向位移曲線Fig.7 Vertical displacement results of the field test and numerical simulation

圖8 組合基礎豎向位移云圖(600 kN)Fig.8 Vertical displacement nephogram of the composite foundation (600 kN)

在水平荷載作用下組合基礎前墻的豎向位移,隨著荷載的逐漸增加,由微小的向下的沉降逐漸轉變為向上的隆起。這種現象是因為在施加水平荷載后,隨著水平荷載的變大,模型在水平荷載與背荷面被動土壓力的共同作用下會出現稍微傾斜的現象,由于傾斜的產生,作用在受荷面的水平荷載產生一個豎向分力和水平向分力,豎向分力和模型的自重帶動基礎產生向下的沉降,沉降達到一定程度,土體出現剪脹現象,產生一個回彈的趨勢,之后水平向分力成為主導因素。

由現場試驗結果,隨荷載增加,后墻的豎向位移逐漸向下沉降,在400 kN時有一個回彈的趨勢,在500 kN附近達到回彈最大值,然后繼續向下沉降。產生這種現象是因為0～400 kN時組合基礎整體繞某一點發生傾斜,400 kN之后出現向加載方向平移的現象,回彈現象是平移和傾斜二者共同作用的結果。從整體趨勢來看,受荷面呈隆起趨勢,背荷面呈沉降趨勢,組合基礎發生整體傾斜破壞。

3.2 樁墻彎矩分析

現場試驗采集得到的應變值,需要進一步處理成彎矩值。根據式(1)求得彎矩。

M=εEW

(1)

式(1)中:ε為應變,采集數據得出的應變值為με,其關系為με=10-6;E為彈性模量;W為抗彎截面系數。

現場試驗受周邊環境、試驗條件等因素的影響,試驗數據存在偶然性,為了使實驗數據更具有統計性和歸納性,首先對4組模型受荷面和背荷面樁墻在相同荷載下的彎矩取平均值。然后做出在不同荷載下4組組合基礎樁墻平均彎矩-深度曲線,結果如圖9、圖10所示。

圖9 受荷面彎矩-深度曲線Fig.9 Bending moment of the load-bearing surface

圖10 背荷面彎矩-深度曲線Fig.10 Bending moment and depth curve of the loaded surface

從現場試驗和數值模擬的彎矩變化趨勢可以看出,彎矩沿深度方向呈非線性變化,在連續墻部分的趨勢相似呈一個豎向放置的“M”形。彎矩沿深度先是增大,在墻1/5處達到第一個彎矩峰值。之后,彎矩開始減小,并且在墻的中部達到彎矩的一個極小值。隨后彎矩繼續增大,在墻4/5處達到第一個彎矩峰值,然后彎矩減小,在樁墻連接處附近達到彎矩反彎點。整體上看,受荷面彎矩承受的彎矩值為兩倍的背荷面彎矩,這是由于水平荷載作用在組合基礎前墻上部,隨荷載的施加,組合基礎發生水平位移,前墻承受主動土壓力,而后墻承受被動土壓力。現場試驗與數值模擬的區別在于組合基礎頂部的彎矩值相差較大,現場試驗彎矩值遠遠大于數值模擬,這主要是由于現場試驗荷載加載位置與地表存在一定的距離,而數值模擬中荷載較為理想的施加在地連墻上部。

通過彎矩分析與對比可知,無論是受荷面還是背荷面,彎矩都隨著荷載的增加而增加,并且彎矩最大處的位置與彎矩峰值的位置不變。地下連續墻所受的彎矩遠遠大于樁所受到的彎矩。從埋深4.0 m處附近一直到樁底,彎矩幾乎為0 kN·m,即樁的下半部分幾乎不承受彎矩。受荷面和背荷面最大彎矩均出現在連續墻的中上部,說明此處為組合基礎最薄弱的位置,在實際施工中鋼筋設置應加密布置。

3.3 樁墻水平側移

繪制樁墻身在各級荷載下水平變位,就必須先計算出各斷面在各級荷載下的位移。現場試驗中,根據位移傳感器測得每級加載下的頂部位移,并結合樁身布置測點的應變片結果,由撓度方程[式(2)]計算式(3)和式(4),從而得到試驗中組合基礎各測點的轉角和水平位移值[23]。數值模擬結果直接提取加載方向的水平位移值,對比如圖11所示。

圖11 樁墻身水平變位Y-Z曲線Fig.11 Horizontal deformation Y-Z curves of walls and piles

(2)

(3)

(4)

式中:Δεj、Δεj+1分別為j、j+1測點截面的應變;θj、θj+1分別為j、j+1測點截面的轉角;yj、yj+1分別為j、j+1測點的水平位移;k0為j、j+1測點截面之間的間距;lj為j單元的長度。

通過現場試驗推導得到的樁墻身水平位移值與數值模擬值相近,水平荷載下,樁墻身的水平位移隨埋深逐漸減小。在第1～2級荷載作用下,組合基礎的水平變形較小,不大于10.0 mm,隨加載的進行,基礎的水平變形逐漸顯著,并且變形增量也開始增大。水平位移主要發生在組合基礎上部的1/2段即地面以下0～3.0 m,其周邊土體處于塑性變形,而樁身下部土體沒有發生塑性變形。

此外,隨著水平加載的進行,組合基礎的第一位移零點及反位移沿埋深逐漸向下移動,由地下3.0 m左右發展到了地面以下3.85 m左右。水平加載的最后階段反位移增大,處于-5.8～-4.0 m,其最后一級荷載出現的反位移最大值達到2.05 mm,位于地表以下4.67 m處。

3.4 樁墻組合基礎水平承載力初步計算

地下連續墻-樁基礎作為一種新型的組合基礎,國內外對其研究較少,承載特性與設計問題仍需解決。根據組合基礎的荷載傳遞特性及樁基承載力的計算,提出一種適合于樁墻組合基礎水平承載力的計算方法。

根據樁基的計算,把基礎看作是彈性體。根據《建筑樁基技術規范》(JGJ 94—2008)[26]可按式(5)估算樁身配筋率小于0.65%的灌注樁單樁水平承載力特征值,公式為

(5)

式(5)中:α為樁的水平變形系數;νM為樁身最大彎矩系數;W0為樁身換算截面受拉邊緣的截面模量,m3;γm為樁截面模量塑性系數,圓形截面為2,矩形截面為1.75;ft為樁身混凝土抗拉強度設計值;An為樁身換算截面積,m2;ρg為樁身配筋率;Nk為在荷載效應標準組合下裝頂豎向力,kN;ζN為樁頂豎向力影響系數,豎向壓力取0.5,豎向拉力取1.0。

當樁的水平承載力由水平位移控制,樁身配筋率不小于0.65%時,可按式(6)估算,公式為

(6)

式(6)中:α為樁的水平變形系數;EI為樁身抗彎剛度,kN/m2;υx為樁頂水平位移系數;χ0a為樁頂允許水平位移,m。

叢藹森[27]提出地下連續墻極限承載力的計算公式,公式為

PH=P1+P2+P3

(7)

(8)

(9)

P3=N′btanθ+A′C′

(10)

式中:P1為基礎前、后的極限水平承載力;P2為基礎外側面的極限水平承載力;P3為基礎底面地基的極限水平承載力;Pai為基礎背面的主動土壓力;Ppi為基礎前面的被動土壓力;n為土層數;hi為地層厚;L為基礎正面寬度;θ為土的內摩擦角;c為黏聚力;B為基礎側面寬度;fi為單位側阻力;N′b為基礎底面的地基黏聚力;A′為有效支撐面積。

由前文的分析可得,相比于傳統的水平抗力基礎,組合基礎主要由地連墻和樁體上部來承擔土體的水平壓力,下部樁體主要起嵌固作用。地下連續墻-樁組合基礎在水平荷載作用下受力如圖12所示。

Fa為地連墻受荷面的主動土壓力;Fp為地連墻背荷面的被動土壓力;Ff為地連墻側墻與土體的剪切摩擦力;Rh為地連墻底部與土體的摩擦力;σa為地連墻頂部位置處的側向壓力;σb為地連墻底部位置處的側向壓力;Z0為側墻施加水平力情況下側向土壓力強度零點到地面的高度;地連墻的厚度;h為地連墻的高度;Vh為千斤頂施加的水平力圖12 樁墻組合基礎受力分析圖Fig.12 The force analysis of the composite foundation

由以上分析可知,樁墻組合基礎的水平極限承載力由上部地下連續墻基礎的極限水平承載力PH和下部樁體極限水平承載力R組成,忽略墻內土芯對墻體的作用和群樁效應的影響,實際上兩者并不能同時全部發揮作用。因此加入比例系數k1和k2,樁-墻組合基礎水平承載力的計算可近似按式(11)計算,公式為

RH=k1PH+k2R

(11)

為初步確定比例系數k1和k2的取值范圍,以數值模擬結果為參照,根據規范[26]確定水平位移為40 mm時對應的水平荷載為組合基礎極限荷載,分別選取不同的k1和k2對現場試驗結果進行計算。計算結果與數值結果對比如表5所示。

表5 現場試驗近似計算結果與數值模擬結果對比Table 5 Comparison of approximate calculation results from field tests and numerical simulation

由表5可知,當k1=0.9,k2=1/2時,地下連續墻-樁組合基礎水平承載力的近似計算結果與數值模擬結果相近。由于受試驗次數、地質條件、基礎尺寸等因素限制,此結果可為后續研究提供參考。

3.5 墻側土壓力分析

通過布設在后墻邊側和中間的土壓力盒得到墻后土壓力值。數據處理時將失效的測點值去除,再對剩余試驗組取其平均值。數值模擬中找出與現場試驗布設土壓力盒相一致位置的土壓力,繪制得圖13、圖14,同時相應位置的土壓力云圖如圖15所示。

圖13 中間土壓力Fig.13 Earth pressure in the middle of the back wall

圖14 邊側土壓力Fig.14 Lateral earth pressure on the back wall

圖15 數值模擬后墻的墻后土壓力云圖Fig.15 Earth pressure nephogram behind the back wall in numerical simulation

由土壓力云圖可以直觀得出,墻后土壓力隨荷載的增加而明顯增大,但從豎向上看,土壓力沿墻身增長緩慢,且邊側土壓力大于中間土壓力。水平荷載作用下,組合基礎后墻外側橫向土壓力的分布呈現復雜的墻-土相互作用的過程,墻側土體受到壓縮,土壓力呈現為被動土壓力形式。由樁墻水平變位情況可見,水平荷載施加后,上部土體發生較大位移,被動土壓力較大,下部土體位移較小,土壓力增值較小。

3.6 墻側地面的橫向變形

根據數值模擬和現場試驗討論了組合基礎的影響范圍以及地面變形形式的演變。數值模擬中以水平荷載300 kN和600 kN為例,地面的橫向位移分布如圖16所示。

圖16 組合基礎周邊地面橫向位移分布圖Fig.16 Lateral displacement diagram of the ground near the composite foundation

由土體位移云圖可得,組合基礎的沿加載方向的影響范圍很大,樁內部土體整體性較高,位移較一致且數值較大。隨著荷載的增加,組合基礎的影響范圍越來越大,從位移輪廓線來看,背荷面的影響范圍遠遠大于受荷面的影響范圍,加載方向(0.37B～1.95B)的影響范圍明顯大于正交于加載方向(0.1B～0.57B)的影響范圍,其中,B為基礎側面寬度。

從現場各級荷載下墻側土體的變形破壞情況來看,在加載初期,墻側土體和墻后土體整體穩定性較好,未出現裂縫。隨荷載增加,連續墻前墻外側出現通長細微裂縫,同時在墻后側的墻土交界位置附近出現沿加載方向細裂縫,連續墻兩側出現45°方向細長裂縫,墻前裂縫寬度持續增加。最后一級荷載施加后,組合基礎周邊土體加速失穩破壞,墻前水平裂縫寬度達4～5 cm,墻后土體土體隆起明顯,兩側斜裂縫長度最長達到70 cm,寬4 cm。因此,在實際工程中可以通過改善組合基礎主要影響范圍內的土體性質提高承載力。

4 結論

通過對樁墻組合基礎進行現場水平載荷試驗,并結合數值分析,重點分析了組合基礎的水平承載能力,包括基礎位移、彎矩、變形以及周邊地面的變形情況,得出結論如下。

(1)水平荷載作用下,組合基礎受荷面的水平位移與背荷面的水平位移相一致,而受荷面的豎向位移遠遠大于背荷面的豎向位移。

(2)在水平荷載的作用下,地下連續墻-樁組合基礎彎矩隨著荷載的增加而逐漸增大,并且彎矩最大處的位置與彎矩峰值的位置不變。組合基礎墻身彎矩遠遠大于樁身彎矩,樁的下半部分幾乎不承受彎矩。組合基礎受荷面彎矩比背荷面彎矩值要大,最大彎矩值均出現在地下連續墻埋深的上部。

(3)隨著深度、荷載的增加,土壓力的變化是非線性變化。后墻承受被動土壓力,且邊側土壓力大于中間位置土壓力。

(4)組合基礎側向變形主要集中在上部1/2范圍內即地表以下0～3.0 m。最大水平位移發生在基礎頂部,并隨著埋深增加水平位移逐漸減小。

(5)水平荷載作用下組合基礎周邊土體變形影響范圍很大,且加載方向的影響范圍遠遠大于其正交方向。土體影響范圍內,受荷面土體發生斷裂,背荷面土體隆起,承臺其余兩側土體產生45°方向斜裂縫。