高陡縱坡段橋梁樁基礎(chǔ)模型試驗研究

高陡縱坡段橋梁樁基礎(chǔ)模型試驗研究

斜坡段橋梁樁基設(shè)計概念為了保護現(xiàn)有的自然環(huán)境，應避免未經(jīng)處理的山地切割。它通常用于穿過河岸、峽谷和其他特殊地區(qū)。調(diào)研發(fā)現(xiàn),樁柱式橋梁在西部山區(qū)應用非常廣泛,且多數(shù)位于橫坡上,如張(家界)花(垣)高速公路,樁柱式高架橋23座,其中17座處于橫坡段。對于橫坡段橋梁樁基,其除了承受上部結(jié)構(gòu)傳遞下來的傾斜偏心荷載外,還經(jīng)常承受施工、降雨及地震等引起的坡體變形而產(chǎn)生的邊載作用,其受力特性與平地上橋梁樁基差異顯著。長期以來,斜坡段橋梁樁基的設(shè)計計算均套用平地樁的相關(guān)理論,從而導致斜坡段橋梁病害日趨嚴重。有關(guān)斜坡段橋梁樁基的設(shè)計計算,關(guān)鍵在于邊坡與樁基相互作用的合理分析,而該問題目前主要集中在抗滑樁等領(lǐng)域,由于其并未考慮樁頂復雜荷載作用,故所得研究成果亦不能直接用于斜坡段橋梁樁基設(shè)計。為此,文獻[10-11]曾依托某實際工程對高陡縱坡段橋梁單樁展開了相關(guān)理論與試驗研究,探討了高陡縱坡對基樁的作用形式,導得了陡坡段橋梁基樁內(nèi)力與位移分析的有限差分解。鑒于橋梁橫向(垂直于行車方向,如圖1所示)剛度明顯弱于縱向(平行于行車方向),且邊坡變形多沿橫向發(fā)展,故橫坡段橋梁樁基的安全問題比縱坡段更為嚴重。為此,本文以相似理論為基礎(chǔ),擬通過橫坡段橋梁雙樁基礎(chǔ)室內(nèi)模型試驗,探討橫坡坡度及墩柱高度對樁柱受力與變形的影響,以期為類似工程提供參考。1相似準則推導對于模型試驗必須根據(jù)原型的結(jié)構(gòu)特點,按照相似理論來確定其各項物理量,從而達到通過模型中物理量的變化規(guī)律來推測原型中相應物理量的發(fā)展趨勢。換言之,模型試驗是否合理,關(guān)鍵在于模型與原型之間是否滿足相應的相似定律(如相似第一定理、相似第二定理及相似π定理)。其中,原型與模型相同物理量之間的關(guān)系可用相似比λi來表示,即為:式中:λi為原型與模型間物理量i的相似比;下標p和m分別代表原型和模型。根據(jù)相似理論第三定理,易導得本次模型試驗的相似指標方程(推導過程另文詳述):式中:下標:P為樁頂豎向荷載;l為樁長;EI為樁柱抗彎剛度;m為地基抗力比例系數(shù);b為基樁有效計算寬度。將由式(1)得到的各物理量相似比代入式(2)中即可到本次模型試驗的相似準則:式(3)和式(4)中的K為定值。由式(2)~式(4)即可確定本次模型試驗各物理量的取值,具體見表1和表2。2模型試驗設(shè)計2.1基槽內(nèi)進行基槽內(nèi)進行本試驗在湖南大學巖土工程研究所大型試驗基槽內(nèi)進行,該基槽水平長度7.2m,寬度3.5m,深度3.0m;試驗加載裝置采用富力通達多通道協(xié)調(diào)系統(tǒng)加載。2.2模型試驗巖體材料本次試驗以張(家界)花(垣)高速公路中的某橫坡段樁柱式橋梁雙樁基礎(chǔ)為原型(圖1)。原型邊坡坡度45°~60°,坡高約55m,坡體分兩層,自上而下依次為強風化白云質(zhì)灰?guī)r厚約15m、中風化白云質(zhì)灰?guī)r厚約20m。模型試驗巖土體材料由水泥、石膏、砂混合而成,其質(zhì)量配合比為2∶0.1∶0.1∶0.4(砂∶水泥∶石膏∶水)。原型與模型巖土體力學參數(shù)如表1所示,其中γ、φ、c、E、ν分別表示重度、內(nèi)摩擦角、內(nèi)聚力、彈性模量及泊松比。2.3型聚丙烯ppr介質(zhì)樁柱體系包括模型樁柱、系梁及蓋梁均由厚度為6.9mm的三型聚丙烯(PPR)管材通過熔接而成,如圖2所示。原型及模型樁柱的材料參數(shù)如表2所示。2.4測量系統(tǒng)(1)設(shè)“前樁”、“后樁”和“前樁”的組成采用百分表測量模型樁柱的水平位移。在前后柱頂(B1和B2)、前后樁頂(B3和B4)以及前樁與坡面交界處(B5)架設(shè)了五個百分表,如圖3所示。(2)柱高、柱、樁身彎矩采用電阻式電測應變片來測量模型樁柱內(nèi)力變化,在模型基樁的受荷面,沿樁長每12cm對稱布置一對應變片,前后樁各9對;在模型墩柱的前后兩側(cè),沿柱高每15cm對稱布置一對應變片,前后柱各5對。應變片數(shù)據(jù)均由DH3816電阻應變采集儀采集。測點布置如圖3所示。由各測點的拉壓應變可計算該測點截面彎矩值,其計算公式為:式中:M為測點截面彎矩;εy、εl分別為樁柱測點截面的壓、拉應變;其他參數(shù)同前。根據(jù)式(5)及樁土變形系數(shù)α,即可將實測樁身彎矩無量綱化:式中:;m為實測地基抗力比例系數(shù);z為測試點到樁頂距離;αz為無量綱深度;M(αz)為實測樁身無量綱彎矩;其他參數(shù)同前。2.5復雜荷載作用下的穩(wěn)定性試驗受實際工程地質(zhì)地貌、水文條件等制約,縱坡段橋梁單樁的內(nèi)力與變形受樁柱高度、邊坡坡度等因素的影響較大。但這些因素對橫坡段橋梁雙樁基礎(chǔ)的影響如何,目前尚無定論。為此特制定了如表3所示的試驗方案,以探求其在復雜荷載作用下的承載特性。試驗布置如圖3和圖4所示。(2)荷載施加及施加過程根據(jù)橫坡段橋梁雙樁基礎(chǔ)的受荷特點,將試驗荷載分為柱頂豎向荷載P1、柱頂水平荷載F及坡頂豎向荷載p2,其中柱頂豎向荷載及坡頂豎向荷載由多通道協(xié)調(diào)加載系統(tǒng)施加,柱頂水平荷載則由自制的水平加載裝置施加,如圖3所示。荷載施加過程為:首先施加柱頂豎向荷載,分8級,每級荷載為2kN,直到16kN;然后,保持柱頂豎向荷載16kN不變,施加柱頂水平荷載,分6級,每級荷載為50N,荷載終值為300N;最后,保持柱頂豎向及水平向荷載不變,按每級50kN(113.6kPa)施加坡頂豎向荷載,直至模型失效。限于篇幅,每級荷載的穩(wěn)定標準及模型失效標準另文詳述。(3)試驗過程本次模型試驗主要經(jīng)歷了模型制作、成型、養(yǎng)護加載與測試等幾個環(huán)節(jié),具體的試驗過程如圖5所示。3試驗結(jié)果與分析3.1柱頂組合荷載圖6為模型雙樁的破壞情況(以試驗M2為例)。由圖6(a)可知,在柱頂豎向16kN及水平向300N荷載作用下,樁前坡體出現(xiàn)明顯裂縫,而前后樁間坡面則出現(xiàn)類似“八”字形裂縫,開裂區(qū)域?qū)挒?6.5cm,長為33.6cm;前樁樁前坡體出現(xiàn)“剪刀”形裂縫,開裂區(qū)域?qū)挒?.5cm,長為24cm。由此可見,柱頂組合荷載(豎向及水平向荷載)對60°邊坡的影響深度約為2~5倍樁徑范圍。由圖6(b)可知,保持柱頂組合荷載不變,施加坡頂豎向荷載后,首先在坡頂載荷板四角處產(chǎn)生水平斜裂縫,且裂縫寬度均隨坡頂荷載增加而變寬、變長;與此同時,坡面裂縫也隨之繼續(xù)發(fā)展。隨后,坡面裂縫與坡頂裂縫連通,邊坡整體失穩(wěn),樁柱變形急劇增大而發(fā)生破壞(圖6(c))。上述試驗現(xiàn)象表明,復雜荷載作用下橫坡段橋梁雙樁體系的破壞模式主要是坡體橫向側(cè)移導致的墩柱偏斜、基樁變形過大等。3.2坡位邊坡變形發(fā)展規(guī)律為了考慮邊坡坡度對基樁承載與變形的影響,通過M1、M2及M3三組試驗,對比分析45°、60°及75°邊坡坡度下,樁、柱頂水平變形及樁身彎矩隨坡頂荷載p2的變化發(fā)展規(guī)律,試驗結(jié)果曲線如圖7~圖9所示。(1)邊坡坡度試驗圖7即為不同邊坡坡度條件下前樁、柱頂水平位移s隨坡頂豎向荷載p2的變化曲線。由圖7可知,相同坡度和荷載水平下,柱頂位水平移約為樁頂水平位移的2倍。而在相同的荷載(以P1=16kN,F=300N,p2=795kPa為例)條件下,邊坡坡度為45°、60°及75°(對應于試驗M1、M2及M3)試驗中,柱頂水平位移分別為:3.69mm、6.21mm以及12.65mm,M2中柱頂水平位移比M1大68.3%,M3中柱頂水平位移比M2大103.7%;而相應的樁頂水平位移分別為:1.17mm、2.94mm及7.87mm,M2中樁頂水平位移比M1大151.3%,M3中樁頂水平位移比M2大167.7%。由此可見,前樁、柱頂水平位移隨坡度θ的等量增加而呈非線性增長。(2)樁頂約束條件圖8為p2=568kPa、795kPa及1023kPa時,試驗M2(θ=60°,h=0.6m)中的前、后樁樁身彎矩曲線。從圖8可以發(fā)現(xiàn),前、后兩樁樁身上、下半段的彎矩符號相反、且出現(xiàn)反彎點,這與文獻關(guān)于雙排門式抗滑樁的試驗結(jié)論一致。但與該文獻結(jié)論相反的是:本次試驗測得的樁身上半段彎矩為負,下半段彎矩為正。究其原因,在于雙排門式抗滑樁與橫坡段橋梁雙樁基礎(chǔ)樁頂約束條件有很大差異。雙排門式抗滑樁樁頂無上部結(jié)構(gòu)(無需考慮豎向承荷),故可假定其樁頂自由;而對橫坡段橋梁雙樁基礎(chǔ),由系梁、墩柱、蓋梁三者組成的門式框架結(jié)構(gòu)整體剛度較大,對基樁的橫向約束較強,再加上豎向荷載的影響,其樁頂邊界條件不能再看成是完全自由,更不能忽視前后樁之間的受力差異而將其當成兩根相同的單樁處理。由圖8可知,橫坡段橋梁雙樁基礎(chǔ)的樁頂邊界條件設(shè)為彈性嵌固更為合理。圖9為p2=681kPa時,不同邊坡坡度條件下,試驗M1、M2及M3中前、后樁樁身彎矩曲線。由圖9可知,隨邊坡坡度增加,前、后樁樁身彎矩值逐漸增大。在45°、60°及75°三種坡度中,后樁樁身最大無量綱彎矩值分別為:1.73、4.52及7.49,相對于60°邊坡,45°邊坡較之減小61.7%,75°邊坡較之增大65.7%;前樁樁身最大無量綱彎矩值分別為:1.09、3.25及4.80,相對于60°邊坡,45°邊坡較之減小66.5%,75°邊坡較之增大47.7%。這說明后樁身最大彎矩隨邊坡坡度的增大近似呈線性增長,而對前樁則呈非線性增長。3.3高柱高條件下樁身彎矩變化對比M2、M4及M5三組試驗,以考察0.6m、0.9m及1.2m三種柱高條件下前樁、柱頂水平位移及前、后樁樁身彎矩隨坡頂荷載p2的變化發(fā)展規(guī)律。試驗結(jié)果曲線如圖10~圖11所示。(1)柱頂水平位移圖10為0.6m、0.9m及1.2m柱高下前樁、柱頂水平位移s隨坡頂豎向荷載p2的變化發(fā)展曲線。由圖10可知,墩柱高度越高,樁、柱頂位水平移越大;在邊坡坡度(60°)及荷載水平(P1=16kN,F=300N,p2=795kPa)相同的情況下,柱高為0.6m、0.9m及1.2m(M2、M4及M5)的試驗中,柱頂水平位移分別為:6.21mm、11.21mm及16.68mm,與試驗M4相比,試驗M2中柱頂水平位移較之減小44.6%,試驗M5中柱頂水平位移較之增大48.8%;而對樁頂水平位移分別為:2.94mm、3.79mm及4.72mm,與試驗M4相比,試驗M2中柱頂水平位移較之減小22.4%,試驗M5中柱頂水平位移較之增大24.5%。由此可見,隨柱高h的等量增加,前樁、柱頂水平位移均隨之近似呈線性增長。(2)墩柱高度h的影響圖11為邊坡坡度θ=60°,柱高h=0.6m、0.9m及1.2m(試驗M2、M4和M5),坡頂荷載p2=681kPa的條件下,前、后樁樁身無量綱彎矩曲線。如圖11所示,在0.6m、0.9m及1.2m三種墩柱高度下,后樁樁身最大無量綱彎矩值分別為:4.52、5.90及7.94,與柱高h=0.9m相比,h=0.6m較之減小23.4%,h=1.2m較之增大34.6%;對應的前樁樁身最大無量綱彎矩分別為:3.25、3.98及5.66,與柱高h=0.9m相比,h=0.6m較之減小18.3%,h=1.2m較之增大42.2%。可以發(fā)現(xiàn),墩柱高度h越大,前、后兩樁樁身彎矩也越大;樁身最大彎矩隨墩柱高度h的等量增加近似呈非線性增長,但增長的幅度并不高,邊坡坡度相比,墩柱高度對樁身內(nèi)力的影響相對較小。另外,由圖9和圖11可看出,前、后樁樁端存在明顯的未平衡彎矩。這是因為邊坡的存在,造成樁前一定深度范圍內(nèi)巖土體無法提供有效的地基抗力,即所謂的“陡坡效應”,從而導致樁端彎矩過大。3.4彎矩擬合公式實際工程設(shè)計時,樁身彎矩控制著基樁的配筋率。為得到橫坡段橋梁前、后樁樁身彎矩M(z)與橫坡坡度θ、柱樁長度比h/l及坡頂豎向荷載p2之間的關(guān)系式,特對實測的樁身彎矩進行回歸分析,從而得到了前、后樁樁身彎矩擬合公式。后樁樁身彎矩擬合公式為:式中:前樁樁身彎矩擬合公式為:式中:式(7)和式(8)中:為后樁樁身無量綱彎矩;為前樁樁身無量綱彎矩;p2為坡頂荷載(kPa);θ為橫坡坡度(°);h/l為柱樁長度比;為樁身無量綱深度;其他參數(shù)同前。由圖12和圖13可知,由擬合公式計算得到的樁身彎矩擬合曲線與實測值吻合較好;前、后樁樁身彎矩曲線的相關(guān)指數(shù)R2均大于0.9。上述擬合公式適用于:①坡體內(nèi)無不良地質(zhì)構(gòu)造、邊坡巖土體較均勻;②該公式?jīng)]有考慮地下水的影響;③基樁為圓形截面;④該公式僅適用于門式雙樁雙柱型結(jié)構(gòu),且前、后樁樁間距在3倍樁徑范圍之內(nèi)。鑒于模型試驗數(shù)據(jù)樣本有限,下一步的研究工作重點是通過更多的實際工程現(xiàn)場試驗數(shù)據(jù)對上述擬合公式進一步修正,進而編制相應的表格,便于類似工程設(shè)計時查閱。4樁身彎矩分布規(guī)律通過復雜荷載下橫坡段橋梁雙樁基礎(chǔ)室內(nèi)模型試驗,研究了不同坡度及柱高高度下橫坡段橋梁樁柱內(nèi)力與變形發(fā)展規(guī)律。得到結(jié)論如下:(1)柱頂組合荷載可導致2~5倍樁徑范圍坡面出現(xiàn)“八”字形裂縫;復雜荷載作用下橫坡段橋梁雙樁基礎(chǔ)的破壞模式主要是坡體橫向側(cè)移導致的墩柱偏斜、基樁變形過大等。(2)相同條