林錫安

【摘要】本文通過對單樁豎向抗壓靜載試驗基本原理的分析總結(jié)，提出相應(yīng)的單樁豎向抗壓靜載試驗分析要點，總結(jié)基樁檢測經(jīng)驗，提高檢測人員對樁基檢測技術(shù)水平，更好地服務(wù)于工程實際。

【關(guān)鍵詞】靜載試驗;基本理論

1、前言

樁基礎(chǔ)是國內(nèi)應(yīng)用最為廣泛的一種基礎(chǔ)形式，其工程質(zhì)量涉及上部結(jié)構(gòu)的安全。我國年用樁量已超千萬根，面對如此之大的用樁量，確保質(zhì)量一直是備受建設(shè)各方的關(guān)注。樁基工程質(zhì)量除受巖土工程條件、基礎(chǔ)與結(jié)構(gòu)設(shè)計、樁土相互作用、施工工藝以及專業(yè)水平和經(jīng)驗等關(guān)聯(lián)因素影響外，還具有施工隱蔽性高、更容易存在質(zhì)量隱患的特點，發(fā)現(xiàn)質(zhì)量問題難，出現(xiàn)事故處理更難。因此，更加準(zhǔn)確有效的檢測方法及其評價結(jié)果，直接影響到上部結(jié)構(gòu)的正常使用與安全?，F(xiàn)階段，單樁抗壓靜載試驗是公認(rèn)的檢測基樁豎向抗壓承載力最直觀、最可靠的方法。

2、單樁豎向抗壓靜載試驗基本理論

2.1 單樁豎向抗壓靜載試驗

單樁豎向抗壓靜載試驗主要目的是確定單樁豎向抗壓極限承載力，判定豎向抗壓承載力是否滿足設(shè)計要求。確定單樁豎向抗壓承載力時一般采用豎向荷載-沉降（Q-s）、沉降-時間對數(shù)（s-lgt）曲線。根據(jù)實測曲線判斷樁的破壞模式，判定樁的極限狀態(tài)和樁的極限承載力。

單樁豎向靜載試驗是確定單樁豎向極限承載力的最可靠方法，也是宏觀評價樁的變形和破壞性狀的依據(jù)。靜載試驗所得荷載-沉降（Q-s）曲線的型態(tài)隨樁側(cè)和樁端土層的分布與性質(zhì)、成樁工藝、樁的形狀和尺寸（樁徑、樁長及其比值）、應(yīng)力歷史等諸多因素而變化。Q-s曲線是樁土體系的荷載傳遞、側(cè)阻和端阻的發(fā)揮性狀的綜合反應(yīng)。由于樁側(cè)阻力一般先于樁端阻力發(fā)揮，因此Q-s曲線的前段主要受側(cè)阻力制約，而后段則主要受端阻力制約。但是對于下列情況則例外：

（1）超長樁（L/D>100），Q-s全程受側(cè)阻性狀制約;

（2）短樁（L/D<10）和支承于較硬持力層上的短至中長（L/D≤25）擴底樁，Q-s前段同時受側(cè)阻和端阻性狀的制約;

支承于巖層上的短樁，Q-s全程受端阻及嵌巖阻力制約。

2.2? 抗壓靜載試驗常見Q-s曲線形態(tài)

單樁Q-s曲線與只受基底土性狀制約的平板載荷試驗不同，它是總側(cè)阻Qs、總端阻Qp隨沉降發(fā)揮過程的綜合反映，因此，許多情況下不出現(xiàn)初始線性變形段，端阻力的破壞模式與特征也難以由Q-s明確反映出來。

典型的緩變型Q-s曲線（如圖1）應(yīng)具有以下四個特征：

（1）比例界限Qp（又稱第一拐點），它是Q-s曲線上起始的擬直線段的終點所對應(yīng)的荷載。

（2）屈服荷載Qy，它是曲線上曲率最大點所對應(yīng)的荷載。

（3）極限荷載Qu，它是曲線上某一極限位移su所對應(yīng)的荷載。此荷載亦可稱為工程上的極限荷載。

（4）破壞荷載Qf，它是曲線的切線平行于s軸（或垂直于Q軸）時所對應(yīng)的荷載。

事實上Qu為工程上的極限荷載，而Qf才是真正的極限荷載。但是，現(xiàn)今進(jìn)行的多為檢驗?zāi)康牡墓こ虡鹅o載試驗，往往達(dá)不到極限荷載Qf便終止了試驗，而單樁豎向承載力特征值往往取最大試驗荷載除以規(guī)定的安全系數(shù)（一般為2），這顯然是偏于安全的。

2.3 抗壓靜載試驗的破壞模式

抗壓靜載試驗的破壞模式，包括樁身結(jié)構(gòu)強度破壞和地基土的強度破壞。

樁身結(jié)構(gòu)強度破壞：樁身縮頸、離析、松散、夾泥，混凝土強度低等都會造成樁身強度破壞;灌注樁樁底沉渣太厚，預(yù)制樁接頭脫節(jié)等會導(dǎo)致承載力偏低，雖然不屬于狹義的樁身破壞，但也屬于成樁質(zhì)量問題;樁帽制作不符合要求，如樁帽與原樁身不對中、樁帽混凝土強度低，導(dǎo)致試驗無法順利進(jìn)行，也屬于廣義的樁身破壞。樁身結(jié)構(gòu)強度破壞的Q-s曲線為“陡降型”。

地基土強度破壞：地基土強度破壞顯然與地基土的性質(zhì)密切相關(guān)，對于單樁豎向抗壓靜載試驗來說，土對樁的抗力分為樁側(cè)阻力和樁端阻力。對摩擦型樁，地基土破壞特征比較明顯，Q-s曲線呈“陡降型”;但對于端承型樁，一般Q-s曲線呈“緩變形”，地基土破壞特征不是很明顯。對于樁端持力層存在軟夾層、破碎帶、溶洞或孔洞，也會導(dǎo)致地基土強度破壞，其Q-s曲線也呈“陡降型”。另外，對采用泥漿護壁的沖、鉆孔灌注樁，如果樁周泥皮過厚，會明顯降低樁側(cè)阻力。對于陡降型Q-s曲線，其極限承載力即為與破壞荷載相應(yīng)的陡降起始點荷載。對于緩變型Q-s曲線，確定極限承載力的方法較多，如有的取Q-s曲線斜率轉(zhuǎn)變?yōu)槌?shù)或斜率減小的起始點荷載為極限承載力，即△s-Q曲線的第二拐點;有的取s-lgt曲線尾部明顯彎曲的前一級荷載為極限承載力;有的取s-lgQ曲線轉(zhuǎn)變?yōu)槎附抵本€的起始點荷載為極限承載力;有的取lgs-lgQ曲線第二直線交會點荷載為極限承載力;等等。其方法不下二十種，但在許多情況下，常因Q-s曲線等特征很不明顯，使取值結(jié)果帶有任意性，加之，有的確定極限承載力的方法的物理意義并不明確，因而對于緩變型Q-s曲線的極限承載力宜綜合判定取值。由于對Q-s曲線呈緩變型的樁，荷載達(dá)到“極限承載力”后再施加荷載，并不會導(dǎo)致樁的失穩(wěn)和沉降的顯著增大，即承載力并未真正達(dá)到極限，因而該極限承載力實際為工程上的極限承載力。

2.4抗壓試樁的極限狀態(tài)

2.4.1樁基承載能力極限狀態(tài)

以豎向受壓樁基為例，樁基承載能力極限狀態(tài)由下述三種狀態(tài)之一確定：

（1）樁基達(dá)到最大承載力，超出該最大承載力即發(fā)生破壞。就豎向受荷單樁而言，其荷載-沉降曲線大體表現(xiàn)為陡降型（A）和緩變型（B）兩類（如圖1）。Q-s曲線是破壞模式與破壞特征的宏觀反映，陡降型屬于“急進(jìn)破壞”，緩變型屬“漸進(jìn)破壞”。前者破壞特征點明顯，一旦荷載超過極限承載力，沉降便急劇增大，即發(fā)生破壞。后者破壞特征點不明顯，常常是通過多種分析方法判定其極限承載力，且判定的極限承載力并非真正的最大承載力，因此繼續(xù)增加荷載，沉降仍能趨于穩(wěn)定，不過是塑性區(qū)開展范圍擴大，塑性沉降量增加而已。

（2）樁基出現(xiàn)不適于繼續(xù)承載的變形。如前所述，對于大部分大直徑單樁基礎(chǔ)、低承臺群樁基礎(chǔ)，其荷載-沉降呈緩變型，屬漸進(jìn)破壞，判定其極限承載力比較困難，帶有任意性，且物理意義不甚明確。因此，為充分發(fā)揮其承載潛力，宜按結(jié)構(gòu)物所能承受的樁頂?shù)淖畲笞冃蝧u確定其極限承載力，如圖2所示，取對應(yīng)于su的荷載為極限承載力Qu。該承載能力極限狀態(tài)由不適于繼續(xù)承載的變形所制約。

（3）樁基發(fā)生整體失穩(wěn)。位于岸邊、斜坡的樁基、淺埋樁基、存在軟弱下臥層的樁基，在豎向荷載作用下，有發(fā)生整體失穩(wěn)的可能。因此，其承載力極限狀態(tài)除由上述兩種狀態(tài)之一制約外，尚應(yīng)驗算樁基的整體穩(wěn)定性。

2.4.2樁基正常使用極限狀態(tài)

樁基正常使用極限狀態(tài)系指樁基達(dá)到建筑物正常使用所規(guī)定的變形限值或達(dá)到耐久性要求的某項限值，具體指：1）樁基的變形。2）樁身和承臺的耐久性。

2.5 單樁豎向抗壓極限承載力

單樁豎向抗壓極限承載力指單樁在豎向荷載作用下到達(dá)破壞狀態(tài)前或出現(xiàn)不適于繼續(xù)承載的變形時所對應(yīng)的最大荷載。它取決于土對樁的支承阻力和樁身結(jié)構(gòu)強度，一般由土對樁的支承阻力控制，對于端承樁、超長樁和樁身質(zhì)量有缺陷的樁，可能由樁身結(jié)構(gòu)強度控制。即單樁豎向極限承載力包含兩層涵義：一是樁身結(jié)構(gòu)極限承載力，二是支承樁側(cè)樁端地基土的極限承載力。

總結(jié)：

通過認(rèn)識學(xué)習(xí)單樁豎向靜載試驗的原理，分析單樁的各種變形曲線、破壞形式及極限狀態(tài)，更好的提升樁基檢測人員的判樁能力，便于服務(wù)工程項目。

參考文獻(xiàn)：

[1]建筑基樁檢測技術(shù)規(guī)范 GJ 106-2014[M].北京，中國建筑工業(yè)出版社，2014

[2]建筑樁基技術(shù)規(guī)范 GJ 94-2008[M].北京，中國建筑工業(yè)出版社，2008.10

[3]建筑地基基礎(chǔ)設(shè)計規(guī)范 B50007-2011[M].北京，中國建筑工業(yè)出版社，2011

[4]陳凡，徐天平，基樁質(zhì)量檢測技術(shù)[M]. 北京，中國建筑工業(yè)出版社，2014 ：24-27

[5]王雪峰，吳世明，基樁動測技術(shù)[M].科學(xué)出版社，2001