鄭衛(wèi)鋒， 韓楊春,2， 聶蘭磊

(1.中國電力科學研究院，北京 100192； 2.中國礦業(yè)大學(北京) ，北京 100083； 3.燕山大學，河北 秦皇島 066044)

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輸電線路巖石嵌固基礎抗拔試驗及數值模擬分析

鄭衛(wèi)鋒1， 韓楊春1,2， 聶蘭磊3

(1.中國電力科學研究院，北京 100192； 2.中國礦業(yè)大學(北京) ，北京 100083； 3.燕山大學，河北 秦皇島 066044)

為了研究全風化-強風化地區(qū)巖石嵌固基礎抗拔性能及土體破壞模式，基于安徽省太湖縣巖石嵌固基礎抗拔性能現場試驗，結合數值模擬對不同埋深、不同型式的巖石嵌固基礎的抗拔性能進行分析。發(fā)現在基礎埋深較淺時，壇子型和掏挖型基礎抗拔性能及土體破壞模式大體相近；當基礎埋深較深時，掏挖型基礎抗拔性能明顯優(yōu)于壇子型。同時，對兩種基礎型式的經濟效益進行比較分析，研究結果表明：掏挖型嵌固基礎抗拔性能更優(yōu)，同時具有更好的經濟性和環(huán)保性，推薦在風化性較強的巖石地基輸電線路工程中推廣應用。

巖石嵌固基礎； 抗拔試驗； 數值模擬； 壇子型； 掏挖型

0 引言

隨著國民經濟的高速發(fā)展，對電力能源依賴性越來越強，而我國幅員遼闊，能源分布不均，因此建立完善的輸電網絡必不可少。輸電線路沿線的工程地質條件越來越復雜，所采用的基礎型式也多種多樣[1-3]。在強風化-中等風化的巖石地區(qū)通常采用巖石嵌固基礎。巖石嵌固基礎是指利用機械或人工在巖石地基中鉆挖出基坑形狀，下入鋼筋骨架后，直接澆筑混凝土并經過一定時間強度養(yǎng)護所形成的基礎[4]。這種基礎適用范圍廣、材料消耗低、施工簡易，具有基坑開挖面積小、環(huán)境破壞低、能充分利用原狀土承載能力的優(yōu)點[5]。

巖石嵌固基礎主要型式包括傳統壇子型(TZ)與現在常用的掏挖型(TW)兩種型式。目前，常見的巖石嵌固基礎埋深和擴大端直徑的比值(深徑比)一般不超過4.0，根據Pacheco等[6]的研究，這種基礎破壞模式屬于淺基礎破壞模式，即上拔荷載作用下基礎抗拔土體滑動面將一直延伸到地表，基礎抗拔極限承載力隨埋深增加而增加。Mors[7]、Stas等[8]、魯先龍等[9]先后通過理論研究、模型和現場試驗研究了淺基礎抗拔承載性能，并提出了上拔極限承載力計算理論。但關于深埋深(>5.0 m)壇子型及掏挖型嵌固基礎的抗拔性能及破壞模式對比分析的相關研究文獻較少。

本文基于全風化-強風化地區(qū)巖石嵌固基礎抗拔性能現場試驗，結合數值模擬計算，從極限承載力、荷載-位移曲線、巖體破壞模式對比分析不同埋深壇子型及掏挖型基礎的抗拔性能，結合經濟效益分析，優(yōu)選出山區(qū)輸電線路嵌固基礎的適用型式，為全風化-強風化軟巖地區(qū)電網工程抗拔基礎設計提供參考。

1 現場試驗

1.1 工程地質概況

試驗場地位于安徽省安慶市太湖縣。該場地主要為侏羅系全風化泥質砂巖夾泥巖(殘積土)、強風化泥質砂巖、中等風化砂礫巖。場地地層自上而下為：

(1) 全風化泥質砂巖夾泥巖(殘積土)：灰黃色，全風化，已風化成土狀，可見原巖結構，具可塑性，手捏可碎。層厚0～3 m。

(2) 強風化泥質砂巖：灰黃色，強風化，泥質結構，塊狀構造。巖體較破碎，裂隙發(fā)育完全，巖芯呈短柱狀。層厚3～8.4 m。

(3) 中等風化砂礫巖：青灰色，中風化，模態(tài)結構，塊狀構造，巖屑顆粒較大，泥質膠結，主要成分為石英砂巖、灰?guī)r等。巖體較破碎，裂隙較發(fā)育。層厚8.4～12 m，本層未被揭穿。

1.2 基礎尺寸

根據現場地形條件及地質條件，設計8個試驗基礎進行現場試驗，基礎基本形式及尺寸如圖1所示。

圖1 基礎尺寸(單位:mm)Fig.1 Foundation size (Unit:mm)

1.3 加載方案

試驗采用慢速荷載維持法，但現場試驗過程中，可根據以往類似工程經驗對加載初期的低荷載采用快速荷載法。具體加卸載方案、加卸載終止條件均嚴格參照相關規(guī)范進行[10-11]。

1.4 荷載-位移曲線特征及承載力確定

試驗過程中，通過測試基頂位移得到試驗基礎荷載-位移曲線(圖2)。

參考魯先龍等[12]對戈壁擴底掏挖基礎荷載-位移曲線的分析方法，圖2中荷載-位移曲線可劃分為圖3所示3階段變化規(guī)律。初始彈性直線段OL1：荷載-位移曲線近似直線，基礎位移隨上拔荷載呈線性增加，此時土體處于彈性狀態(tài)；彈塑性曲線過渡段L1L2：基礎位移隨上拔荷載的增加呈非線性變化，位移變化速率明顯大于初始彈性階段，土體處于彈塑性狀態(tài)；直線破壞段L2L3：基礎位移隨上拔荷載增加而迅速增加，較小的荷載增量即可使基礎產生較大位移，且地表裂縫迅速貫通，在地表形成環(huán)狀和放射狀裂縫，此時判斷基礎完全失穩(wěn)。因此取直線破壞段起點L2對應的荷載、位移為塑性極限承載力和位移，即基礎的極限抗拔荷載。

圖2 實測荷載-位移曲線Fig.2 Measured load-displacement curves of all foundations

圖3 基礎抗拔荷載-位移特征Fig.3 Characterstics of uplift load-displacement curve

2 數值模擬分析

實際現場試驗條件下，對于埋深超過5 m的巖石嵌固基礎，基礎中錨桿長度較長，錨筋拉斷、錨筋抽出、錨固體抽出這3種破壞模式最薄弱的環(huán)節(jié)往往先于巖石剪切破壞模式發(fā)生，很難得到相應的巖石剪切破壞的荷載-位移曲線。因此采用FLAC3D數值模擬軟件進行研究。通過與現場試驗結果的擬合分析，得到合理的計算參數，在此基礎上進行埋深大于5 m的壇子型及掏挖型巖石嵌固基礎的抗拔試驗模擬，得到相應的荷載-位移曲線及塑性區(qū)示意圖，對兩種型式的巖石嵌固基礎的抗拔性能進行對比分析。

2.1 計算模型

計算模型分為內部基礎及外部巖體兩部分?？紤]到模擬對象的荷載和變形均呈空間軸對稱，選取1/2模型計算以簡化計算過程。內部基礎的尺寸與現場試驗嚴格一致(圖1)。對于現場試驗并未設計的大埋深基礎(5 m以下壇子型基礎及3 m以下掏挖型基礎)，選用與5 m壇子型基礎及3 m掏挖型基礎相同的上下底及擴頭尺寸，延長垂直方向深度得到計算模型?？紤]到計算模型的基礎埋深跨度較大(1～10 m)，采用相同的外部模型明顯不利于提高計算效率，因此結合基礎的預估影響范圍，設計外部模型長寬為14 m×7 m，高度由基礎高度向下延伸1 m，例如3 m壇子型基礎計算模型尺寸為14 m×7 m×4 m(圖4)。計算過程中，模型側面施加水平約束，地面施加垂直向約束。

圖4 數值模型示意圖Fig.4 Sketch of the numerical model

2.2 計算參數

基礎及周邊巖體的計算參數見表1。

表 1 巖體及基礎參數表

基礎本體設為彈性模型，選用C30混凝土基礎參數，彈性模量為30 GPa，泊松比υ=0.2。周邊巖體設為Mohr-Coulomb模型，巖體參數通過現場力學參數測試得到，現場試驗并未直接給出土體的彈性模量及抗拉強度的參數。抗拉強度取土體抗壓強度的3%～5%，彈性模量E取值范圍則是通過實測變形模量E0換算得到，換算公式如下：

(1)

2.3 數值模擬結果與現場試驗結果擬合分析

采用圖3所示的分析方法，分析荷載-位移曲線的試驗值與模擬值，計算結果如表2所列。壇子型基礎極限上拔荷載模擬值與試驗值的誤差最高32%，最低7%，平均誤差13.57%；掏挖型基礎極限上拔荷載模擬值與試驗值的誤差最高25%，最低3%，平均誤差13.4%。得出結論：基礎抗拔性能的數值模擬結果與現場試驗結果擬合程度較高，所選計算參數合理，適宜進行更深埋深基礎的數值模擬計算。

表 2 計算結果

3 巖石嵌固基礎抗拔特性分析

3.1 壇子型基礎抗拔特性分析

1～10 m埋深壇子型基礎數值模擬試驗的荷載-位移曲線如圖5所示。結合塑性區(qū)發(fā)展過程圖(圖6)，分析壇子型基礎抗拔特性：

(1) 當基礎埋深較淺時(1～3 m)，如圖6(a)所示，基礎呈淺埋深破壞模式：塑性區(qū)最早出現在基礎底部周邊土體，呈現出自下而上發(fā)展的破壞模式，當塑性區(qū)完全貫通時，判斷基礎完全失穩(wěn)。對應的荷載-位移曲線均出現“陡變式”位移突增，突變點荷載即為基礎的極限上拔荷載。

(2) 當基礎埋深較深時(4～5 m)，如圖6(b)所示，基礎呈現中等埋深破壞模式：塑性區(qū)最早出現在基礎底部周圍土體，并沿基礎側部向上發(fā)展，直至與地表貫通，此時基礎尚未失穩(wěn)；塑性區(qū)進一步沿水平向擴張，直至位移出現突增，此時判斷基礎完全失穩(wěn)。對應的荷載-位移曲線逐漸表現出“緩變式”特性，曲線中彈塑性過渡段明顯增長，但臨近極限上拔荷載時，曲線仍出現位移突增。

圖5 不同埋深壇子型基礎Q-S曲線模擬值Fig.5 Simulated Q-S curves of jar type foundations with different buried depths

圖6 不同埋深壇子型基礎塑性區(qū)發(fā)展模式Fig.6 Plastic zone′s development model of jar type foundations with different buried depths

(3) 當基礎埋深超過5 m時，如圖6(c)所示，基礎呈現深埋深破壞模式：塑性區(qū)最早出現在基礎頂部周邊土體，并沿基礎側部自上而下發(fā)展;與基礎底部土體貫通后，塑性區(qū)開始沿水平方向自中心向四周擴張，塑性區(qū)體積不斷增大，直至很小的荷載增量即可產生很大的上拔位移，此時判斷基礎完全失穩(wěn)。對應的荷載-位移曲線完全過渡為“緩變式”，曲線不會出現明顯的位移突變點，采用圖3中直線破壞起始點L2對應的上拔荷載及上拔位移作為基礎極限上拔荷載及極限上拔位移。

3.2 掏挖型基礎抗拔特性分析

1～10 m埋深掏挖型基礎數值模擬試驗的荷載-位移曲線如圖7所示，結合塑性區(qū)發(fā)展過程圖(圖8)，分析不同埋深掏挖型基礎抗拔特性：

(1) 當基礎埋深較淺時(1～2 m)，如圖8(a)所示，基礎呈現淺埋深破壞模式：塑性區(qū)最早出現在基礎底部周邊土體，呈現出自下而上發(fā)展的破壞模式，當塑性區(qū)完全貫通時，判斷基礎完全失穩(wěn)。相應的荷載-位移曲線出現出“陡變式”位移突增，位移突變點荷載即為基礎的極限上拔荷載。

(2) 當基礎埋深較深時(3～5 m)，如圖8(b)所示，基礎呈現中等埋深破壞模式：塑性區(qū)最早出現在基礎底部周圍土體，隨著荷載的增加，塑性區(qū)自下而上發(fā)展的同時，地表相應位置亦出現塑性區(qū)，二者逐漸貫通，此時基礎尚未失穩(wěn);塑性區(qū)進一步沿水平向擴張，直至位移出現突增，此時判斷基礎完全失穩(wěn)。對應的荷載-位移曲線逐漸表現出“緩變式”特性，曲線中彈塑性過渡段明顯增長，當臨近極限上拔荷載時，曲線仍出現位移突增。

(3) 當基礎埋深超過5 m時，如圖8(c)所示，基礎呈現深埋深破壞模式：塑性區(qū)最早出現在基礎底部周邊土體，并自下而上發(fā)展，發(fā)展到基礎中段，塑性區(qū)逐漸沿水平向擴張形成“球形”塑性區(qū);隨著荷載進一步增大，“球形”塑性區(qū)體積不再擴大，基礎上部則逐漸出現“倒梯形”塑性區(qū)，二者逐漸貫通擴張，直至基礎完全失穩(wěn)，此時塑性區(qū)整體呈“U”形分布。對應的荷載-位移曲線完全過渡為“緩變式”，曲線不會出現明顯的位移突變點，采用圖3中直線破壞起始點L2對應的上拔荷載及上拔位移作為基礎極限上拔荷載及極限上拔位移。

圖7 不同埋深掏挖型基礎Q-S曲線模擬值Fig.7 Simulated Q-S curves of belled piers foundation with different buried depths

3.3 壇子型及掏挖型基礎抗拔特性對比

不同埋深壇子型及掏挖型基礎計算結果如表3及圖9所示，對比分析兩種基礎抗拔特性：

當基礎埋深較淺時(1～3 m)，壇子型及掏挖型基礎均表現出相近的抗拔特性，基礎的破壞模式及極限荷載十分相近。當基礎埋深較深時(4～5 m)，掏挖型基礎極限荷載略大于壇子型基礎，二者破壞模式略有不同，但整體規(guī)律相近：自下而上貫通，自中心向四周擴張，基礎到達極限荷載時塑性區(qū)范圍不再擴張。當基礎埋深超過5 m時，掏挖型基礎極限荷載略大于壇子型基礎，二者破壞模式差異較大：壇子型基礎塑性區(qū)最初出現在基礎地表周圍土體，自上而下沿基礎側邊貫通后向四周擴張，直至基礎失穩(wěn)；掏挖型基礎塑性區(qū)則自下而上呈“球形”擴張，上部土體則呈“倒梯形”破壞，二者逐漸貫通直至基礎失穩(wěn)。

圖8 不同埋深掏挖型基礎塑性區(qū)發(fā)展模式Fig.8 Plastic zone's development model of belled piers foundations with different buried depths

表 3 壇子型及掏挖型基礎計算結果表

圖9 壇子型及掏挖型基礎極限上拔荷載對比Fig.9 Ultimate uplift load comparison between jar type foundations and belled piers foundations

4 經濟效益分析

在滿足給定的安全和可靠的前提下，基礎造價低、抗拔性能強是所有送電線路桿塔基礎設計所追求的目標。對比淺埋深壇子型基礎與掏挖型基礎經濟效益如表4所列。

表 4 不同埋深基礎經濟比較

在相同的埋深下，掏挖型基礎能耗廢更少的混凝土方量提供更大的極限承載力，經濟效益明顯。同時，根據現場施工經驗，當基礎埋深較深時，壇子型基礎側部坡度施工難度大，且斜坡面土體極易垮塌，養(yǎng)護成本高；而掏挖型基礎的施工難點集中在擴頭部位，可以借助機械化施工完成，大大降低了施工難度及施工成本。因此掏挖型基礎更加符合“資源節(jié)約型、環(huán)境友好型”輸電線路的建設要求。

5 結論

基于全風化-強風化地區(qū)巖石嵌固基礎現場試驗及數值模擬分析，認為：(1)基礎埋深較淺時，壇子型及掏挖型基礎的抗拔性能比較接近，基礎的極限荷載差異不大，均表現出淺基礎破壞模式。(2)基礎埋深較深時，掏挖型基礎的抗拔性能強于壇子型基礎，且其極限抗拔荷載略大于同埋深的壇子型基礎，二者巖體的破壞模式完全不同：壇子型基礎自上而下貫通，并向四周擴張直至基礎失穩(wěn)；掏挖型基礎自下而上膨脹產生“球形”塑性區(qū)，基礎上部土體則在臨近基礎極限荷載時呈“倒梯形”擴展，二者逐漸貫通直至形成“U”形塑性區(qū)，此時基礎完全失穩(wěn)。

此外，掏挖型基礎在混凝土、鋼材、造價方面均有較大節(jié)省，具有更好的經濟性，符合“資源節(jié)約型、環(huán)境友好型”輸電線路的建設要求，推薦在風化性較強的巖石地基輸電線路工程中推廣應用。

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Uplift Tests and Numerical Simulation Analysis of Transmission Line with Rock Embedded Foundation

ZHENG Wei-feng1, HAN Yang-chun1, 2, NIE Lan-lei3

(1.ChinaElectricPowerResearchInstitute,Beijing100192,China; 2.ChinaUniversityofMiningandTechnology(Beijing),Beijing100083,China; 3.YanshanUniversity,Qinhuangdao066044,Hebei,China)

In this study, we use numerical simulation to analyze the uplift performance and failure modes of two types of rock embedded foundations with different buried depths in strongly weathered areas. We performed uplift bearing capacity tests on rock embedded foundations in Taihu county, Anhui province. The results show that the uplift bearing behaviors and failure modes of jar-type and belled-piers foundations are similar when their buried depths are shallow. When the buried depth of the foundation is deep, however, the uplift bearing behavior of the belled-piers foundation is obviously better than that of the jar-type foundation. In addition, we compare and analyze the economic benefits of these two foundation types. Our research results show that the tensile strength, economy, and environmental protection afforded by belled piers are superior. Therefore, we recommend that belled-pier foundations be applied in transmission line projects with strongly weathered rock foundations.

rock embedded foundation; uplift test; numerical simulation; jar type; belled piers

2016-01-31

國家電網公司科技項目(GCB17201400135)

鄭衛(wèi)鋒(1977-)，男，博士，主要從事電力工程地基基礎方面的研究工作。E-mail：zhengwf@epri.ac.cn。

TU 443

A

1000-0844(2016)05-0738-07

10.3969/j.issn.1000-0844.2016.05.0738