强风化花岗岩中嵌岩短桩承载特征原位试验与有限元分析

白晓宇，张明义，朱磊，王永洪，王静静



强风化花岗岩中嵌岩短桩承载特征原位试验与有限元分析

白晓宇1, 2，张明义1, 2，朱磊1，王永洪1，王静静3

(1. 青岛理工大学土木工程学院，山东青岛，266033；2. 青岛理工大学蓝色经济区工程建设与安全协同创新中心，山东青岛，266033；3. 中国建筑第八工程局有限公司青岛分公司，山东青岛，266000)

通过对青岛地区风化岩地基2个工程11根短桩的原位测试及有限元模拟分析，研究嵌岩短桩的承载性状和荷载传递特征。对大直径嵌岩短桩的承载性状进行有限元模拟，探讨长径比、嵌岩深度及基岩强度对嵌岩短桩承载性能的影响。研究结果表明：风化岩地基中的嵌岩短桩极限承载力高，沉降小，能够满足工程需求并具有较高的安全储备；单桩极限承载力随着桩长的增加变化并不显著，表现出极强的端承性状。嵌岩段桩侧摩阻力峰值随长径比的增大逐渐减小，桩顶沉降随长径比增加而增大；不同的嵌岩深度下，桩身轴力衰减的规律基本相同，随嵌岩深度的增加，桩顶沉降逐渐减小，端阻力在承载力中所占比例(p/u)逐渐减小；桩顶沉降随桩岩刚度比(p/r)的增加而逐渐增大，而端阻分担的荷载比随p/r的减小逐渐增大。

强风化花岗岩；嵌岩短桩；极限承载力；承载性状；原位测试；有限元

花岗岩、花岗斑岩在青岛分布十分广泛，与其他地区的花岗岩相比，表现出风化程度差异大、局部起伏变化大、埋藏深度变化大、完整性好及承载力高等特性。所以，在风化花岗岩地基上进行桩基础设计时经常会遇到一种情况：桩长变化很大，但桩与桩之间的距离很小。为了处理这种情况，绝大多数工程设计人员往往是增加基岩面较高处的桩长，而没有按基岩的起伏设计为长桩和短桩。若仅增加桩长，桩端嵌入中风化或微风化花岗岩中数米甚至更深，将会大大增加施工难度[1−2]。为了满足桩长的要求，只能采用爆破方法，而爆破将会使岩层产生松动，护壁不稳定，致使桩基的承载能力下降；也有一部分工程是挖除基坑内全部土层，满堂浇筑混凝土并做成厚筏基础，这种方法与桩基础(部分短桩基础)相比，不但提高了工程造价，造成资源浪费，而且延长了施工工期。目前，对于嵌岩短桩的研究较少，国家现行的GB50007—2012“建筑地基基础设计规范”及JGJ94—2008“建筑桩基技术规范”都没有对最小桩长做出规定，更没有明确的设计依据和方法，使得工程技术人员不能正确认识短桩的承载机理，设计者认为短桩的竖向和水平承载力不能满足建(构)筑物的要求，使用很谨慎，或者根本不采用，致使不能充分发挥桩和岩石地基的承载优势[3−6]。于是，嵌岩短桩的合理设计方法和承载潜力成为目前工程实践中亟待解决的问题。国内外学者针对嵌岩桩的承载性能开展了一些理论和试验研究。PELLS等[7]通过室内模拟试验研究了桩岩界面的粗糙度、清洁程度及风化程度对嵌岩桩−曲线的影响。ROWE等[8]研究了不同试验方法(包括位移控制法和荷载控制法)对桩侧极限侧摩阻力的影响。LEONG等[9]认为桩的侧摩阻力随着长径比的增加略有减小，岩性越好，桩的极限侧摩阻力越大。HASSAN等[10]通过数值模拟发现，泥质软岩中的嵌岩桩，剪胀角对桩侧摩阻力的影响较小。李镜培等[11]通过嵌岩桩桩端力学性状的分析，导出了桩端极限承载力的计算公式，并指出了其适用范围。邢皓枫等[12]通过建立完整的桩−岩界面剪切本构方程，探讨桩侧摩阻力和桩身轴力随深度变化的分布规律，并从理论上解释桩侧摩阻力单、双峰值分布现象。赵明华等[13]基于桩−岩结构面剪切函数，建立了考虑软岩剪胀效应的嵌岩段桩身荷载传递方程，推导了嵌岩桩桩身荷载传递表达式。本文作者根据研究需要进行了2种相关试验：1) 强风化岩上的PHC(高强预应力混凝土)管桩静载荷试验，该试验依托青岛发电厂办公楼工程进行，桩侧土质较弱，是典型的端承桩，从荷载与变形2个方面来探索PHC管桩的单桩极限承载力，并与强风化花岗岩地基上的灌注桩进行了比较。2) 强风化花岗岩地基大直径嵌岩短桩静载试验，该试验依托青岛市市北区鞍山路某工程开展。该工程中基岩的起伏变化较大(桩长变化较大)，拟采用大直径人工挖孔灌注桩。在静载试验的基础上，分析强风化花岗岩地基中嵌岩短桩的承载性状，并采用有限元模拟分析的方法，对影响嵌岩短桩承载特征的影响因素进行了研究。

1 试验概况及方案

1.1 试验1(强风化岩上的PHC管桩静载荷试验)

1.1.1 场地概况

青岛发电厂某工程位于青岛发电公司院内，离海泊河入海口较近。基础采用高强预应力管桩和人工挖孔桩，同一工程中既有大直径人工挖孔灌注桩，又有PHC管桩，有利于对比分析。图1所示为试验场地中的PHC管桩与灌注桩。土层层序依次为杂填土、冲填土和第4系冲洪积层；第4系以下基岩主要以花岗岩为主，呈肉红色，中粒结构，块状构造，以长石、石英为主，各岩土层物理力学参数如表1所示。

1.1.2 试桩参数

PHC管桩设计桩径550 mm，壁厚0.12 m，混凝土强度等级为C80，桩端嵌入强风化花岗岩约0.5 m，采用锤击法施工，单桩竖向极限承载力估算为3 MN。人工挖孔灌注桩桩径为800 mm，混凝土强度等级为C30，水灰比为0.45，钢筋混凝土保护层厚度为60 mm，单桩竖向极限承载力由试验确定。表2所示为试桩参数统计结果。

图1 试验场地中的PHC管桩与灌注桩

表1 岩土层的物理力学参数

表2 试桩参数

1.1.3 试验方法

试验采用堆载–反力梁体系加载，加载方法采用慢速维持荷载法，通过对称设置的4个百分表量测桩顶沉降。读数时间、终止试验条件以及单桩极限承载力的确定均按照JGJ94—2008“建筑桩基技术规范”[14]执行。

1.2 试验2(强风化岩上的大直径短桩载荷试验)

1.2.1 场地概况

青岛市市北区某商业住宅楼的上部结构型式为框支剪力墙结构，基础形式为独立基础，埋深约5.0 m。整个场区地层结构简单，为土岩复合地层，上部第4系厚度较薄，主要由杂填土和洪冲积黏性土组成，下伏基岩岩面埋深较浅，局部起伏较大，岩体强度较高。各岩土层的主要物理力学参数见表3。

表3 岩土层的物理力学参数

1.2.2 试桩参数

本次试桩共4根，均采用了支承于强风化花岗岩上的大直径长短不等的人工挖孔灌注桩，嵌岩深度为1.0(为桩径)，混凝土强度等级为C30，单桩竖向极限承载力估算为3 500 kN(桩径为800 mm)和4 450 kN(桩径为900 mm)。由于试桩TP10和TP11位于电梯井下，比一般的桩顶标高低约2.0 m，所以，其上覆土层较薄，最小的桩长约为2.18 m。试桩各项参数如表4所示。

表4 试桩参数

1.2.3 试验方法

试验方法与试验1的方法相同，读数时间、终止加载条件以及单桩极限承载力标准值的确定均按规范[14]执行。

2 试验1试验结果及分析

荷载−沉降(−)曲线从宏观上反映了桩受荷后的荷载传递性状、桩–土相互作用规律及桩受荷破坏模式，因此，对−曲线的分析有助于对桩承载性状的总体把握[15]。试验区7根试桩−曲线如图2所示，7根嵌岩短桩静载试验结果见表5。

从图2可以看出：5根PHC管桩的−曲线为缓变型；当加载到最大加载量3 MN时，桩顶沉降量较小(均＜8.0 mm)，满足设计要求。结合表5可见：TP1~TP5的桩顶残余沉降量均在80%以上，最大的桩顶残余沉降量达88.5%，回弹量相差不大，桩顶回弹率介于11.5%~19.3%之间，桩的弹性工作特性不明显。究其原因，桩顶沉降是由桩端岩体变形和桩身压缩组成，强风化花岗岩强度远小于桩身混凝土抗压强度，且桩侧摩阻力很小，桩顶沉降主要由桩端岩体变形引起。当荷载水平较低时，桩端强风化花岗岩内的微裂隙在外力作用下被压密；随着荷载逐渐增大，桩端强风化花岗岩产生弹性变形；当荷载水平较高或达到极限荷载时，桩端岩层则产生不可逆的塑性变形。桩顶回弹也说明了嵌岩PHC管桩具有端承性状。另外，试桩TP1~TP5在最大加载值时的沉降量较小。

TP6和TP7在加载过程中都没有进入破坏阶段，加载到10 MN时，桩顶沉降量不超过32 mm，桩顶残余沉降率分别为70.5%和73.8%，回弹率几乎为PHC管桩的2倍，可见本次试验条件下大直径嵌岩短桩(长径比为8.25~9.0)的极限承载力不小于10 MN。倘若对人工挖孔桩TP6和TP7按完全端承桩考虑，将极限荷载除以桩端截面积即得桩端土的极限端阻力标准值pk，为19.904 MPa，高于目前青岛地区的经验值 14 MPa。

(a) PHC管桩；(b) 人工挖孔灌注桩

表5 抗压静载试验结果

3 试验2结果及分析

3.1 抗压静载试验结果

试验区4根试桩−曲线如图3所示。4根大直径嵌岩短桩静载试验最大加载量、桩顶沉降量、回弹量、卸载后的残余沉降、回弹率及残余沉降量占沉降总量比例的统计值见表6。从图3和表6可以看出：4根试桩在最大荷载作用下均未破坏，−曲线为缓变型，总沉降量较小，且不超过40 mm，单桩竖向抗压承载力特征值满足设计要求。试桩TP8和TP9与试桩TP10和TP11的−曲线存在明显不同。试桩TP8和TP9在荷载较小时，荷载与沉降呈线性关系，沉降速率随荷载的增加逐渐增大，−曲线逐渐变为非线性，曲线总体表现为前缓后陡；而试桩TP10和TP11的−曲线线性段不明显，整条曲线比较缓和，呈非线性。试桩TP8和TP9在荷载低于1 500 kN时−曲线出现直线段，表明桩侧摩阻力发挥作用，这部分侧摩阻力不能忽略；随着荷载增加，−曲线逐渐变陡，桩侧摩阻力完全发挥后，之后每级荷载都由桩端强风化岩提供，表现出端承桩的工作性状，所以，试桩TP8和TP9可归结为全阻嵌岩桩。试桩TP10和TP11的−曲线不存在直线段，表明这种短桩的侧阻力很小，桩端承担绝大部分的竖向荷载，表现出极强的端承性状。因此，风化岩地基的嵌岩短桩在设计时应主要考虑桩端阻力，桩侧摩阻力可作为安全储备不予考虑。

3.2 单桩极限承载力推算

在工程实践中，由于加载装置、工程施工进度、试桩费用及试验终止条件等因素的制约，大直径桩静载荷试验很难被破坏，得到的−曲线是不完整的，不能直接得到单桩竖向极限承载力，而工程技术人员最关心的是单桩竖向极限承载力。因此，结合静载荷试验数据并借助可靠的数学方法合理预测单桩竖向极限承载力有重大意义。目前单桩竖向极限承载力的预测模型主要有多项式回归法模型、双曲线模型、指数曲线模型、调整双曲线模型、灰色理论模型、经验参数法设计模型和人工网络神经模型等[16−19]。本文选取预测精度较高的指数曲线模型[16]对未压坏桩极限承载力进行预测。用指数方程描述桩的−曲线的数学表达式为

式中：max为桩的破坏荷载，kN；为沉降衰减因子，mm−1。设试桩分级加载，Q为第级的桩顶荷载，s为第级的桩顶沉降量。

静载试验值与上式计算值之差为

总体误差函数定义为

(3)

将式(2)代入式(3)可得

式(4)中取最小值时对应的一组max和为所求的max和的最优值。可采用DEP法(变尺度优化方法)求一组max和的值。若根据(Δs+1/ΔQ+1)≥0.10mm/kN来确定单桩极限承载力Q，则由式(2)可得

(5)

4根嵌岩短桩的单桩极限承载力预测结果如 表7所示。由表7可以看出：

1) 按桩身混凝土抗压强度计算的单桩极限承载力均大于按指数曲线模型预测的单桩极限承载力，这说明只要能够保证桩身混凝土质量，嵌岩短桩达到极限承载力时就不会产生桩身混凝土压碎，而是桩端岩体发生破坏。这种破坏可能是桩端嵌岩部分围岩强度不足或桩岩界面抗剪强度突然丧失引起。

2) 单桩极限承载力预测值比预估单桩竖向极限承载力提高68.3%~86.5%(TP9，TP10，桩径为800 mm)和35.6%~52.6%(TP8，TP11，桩径为900 mm)。嵌岩短桩不但能够提供足够的承载力，而且具有较高的安全储备，能够确保风化岩地基建(构)筑物的安全。

3) 在本次试验条件下，强风化花岗岩地基中相同直径嵌岩短桩，单桩竖向极限承载力随桩长的增加而变化不显著，表明桩侧摩阻力对嵌岩短桩的极限承载力影响较小，其承载力主要有桩端阻力来承担，设计时宜按纯粹的端承桩考虑。倘若盲目地增加桩长来提高承载力，不但增大施工难度、延误工期，而且不 经济。

1—TP8；2—TP9；3—TP10；4—TP11。

表6 抗压静载试验结果

表7 单桩极限承载力预测结果

3.3 桩端阻力的特征

对于嵌岩短桩，嵌入基岩的部分与围岩的作用机理比较复杂，桩端岩石处于三维受压状态，而且嵌岩部分的嵌固力与桩端阻力的发挥过程也不同。现行JGJ94—2008“建筑桩基技术规范”是基于岩石饱和单轴抗压强度经过换算而得到嵌岩桩嵌岩段总极限阻力，不能真实反映桩端岩体受力特征，计算值与实测值存在较大的偏差。大量室内试验、理论推算及现场实测结果表明[20]：地面15 m以下岩体所能承受的压力一般为天然湿度下岩石单轴饱和抗压强度的1.5~2.0倍。常规的设计计算方法过于保守，不能充分发挥桩端基岩的承载潜力。而深层平板载荷试验更能反映桩端岩土体的真实承载能力，勘察报告中推荐桩的极限端阻力标准值为7.0 MPa，根据文献[14]分别计算出单桩的总极限端阻力标准值pk、总极限侧阻力标准值sk及单桩竖向极限承载力uk。根据计算结果绘出嵌岩短桩端阻的荷载分担比(pk/uk)与桩长径比(/)之间的关系曲线，见图4。

从图4可以看出：随着/的增大，pk/uk逐渐减小，二者呈线性关系，/越大，桩端阻力发挥的作用越小。对于相同直径、相同施工工艺的嵌岩短桩，当2＜/＜8时，pk/uk为77.5%~88.0%，桩的长径比越小，桩越短，桩端阻力分担的荷载越多，此时，桩顶荷载主要由桩端风化岩体来承担。究其原因，桩端嵌岩1.0(为桩径)且岩石强度较高，桩较短时，桩顶受荷后，由于桩身混凝土弹性模量大于桩端岩石弹性模量，使得桩身弹性压缩量较小，桩与周围岩土体产生的相对位移较小，桩侧摩阻力得不到有效发挥，即使桩侧摩阻力能够发挥，由于/不超过8且桩较短，侧摩阻力的发挥也有限；另外，桩长较短的情况下由于人工挖孔桩施工过程中桩底沉渣较少，成桩质量易控制，桩顶施加荷载后，只要桩端发生较小的位移，就能调动桩端阻力，因此，桩顶荷载便很快传递到桩端，表现出极强的端承桩的工作特性。这与张建新等[21−22]研究结果是一致的。

图4 (Qpk/Quk)与(L/d)的关系

4 嵌岩短桩承载性能影响因素分析

4.1 有限元模型建立及模拟方法

采用有限元分析软件ANSYS模拟风化岩地基嵌岩短桩承载性状并分析其影响因素，由于嵌岩短桩不同于其他基桩的承载特性，群桩效应不明显，故只对单桩进行建模分析。根据单桩和桩周岩土体的几何、物理力学性质以及加载方式，本文采用二维轴对称平面应变模型建模。

桩身和桩周岩土体都采用四节点直边四边形单元(PLANE42)，在桩与土、桩与岩石之间的垂直面上，设置接触单元。接触面采用CONTA171单元，刚体目标面采用TARGE169单元。接触面之间的相互作用包括接触面间的法向作用和接触面间的切向作用。本文采用库仑摩擦来描述接触面的相互作用。该模型中，桩视为弹性受力状态，岩土体的本构模型采用D–P模型。以试验2中的试桩TP11为例，介绍ANSYS有限元计算模型。桩径=800 mm，桩长=2.18 m，长径比/=2.42，嵌岩深度为1.0。计算域的计算深度取桩长的2倍，宽度取桩径的20倍。

本文的分析类型为静态分析，非线性求解被分成3个操作级别：载荷步、子步、平衡迭代，其中设置子步数为300，平衡迭代次数为200。桩的弹性模量为3.0×104MPa，泊松比为0.2，各岩土层物理力学参数如表8所示。

4.2 静载荷试验模拟结果

图5所示为试验2中4根嵌岩短桩静载荷试验和有限元计算的−曲线。由图5可以看出：4组−曲线的走势总体相同，加载到3 MN之前，TP10和TP11(长径比为2.42~3.15)实测−曲线的位移略高于有限元模拟值，3 MN之后，试验值略高于模拟值；而TP8和TP8(长径比为7.23~7.32)总体上−曲线模拟值高于实测值。分析原因认为，有限元计算过程中选用的岩土参数与实际参数略有不同，而且在弹性计算中一般会出现实测值低于模拟值，但是这不影响总体的计算结果。在非线性程度上，有限元计算曲线非线性程度与实测−曲线相比较小，主要是在静载试验模拟计算过程中，应变处于D−P模型曲线的弹性区，此时应力–应变曲线在很大程度上呈线性关系，所以，−曲线所表现出的非线性程度也很小。

表8 数值计算中土层参数

(a) TP8；(b) TP9；(c) TP10；(d) TP11

图6所示为利用ANSYS有限元增量法继续加载至试桩破坏得到的单桩极限承载力，并与指数曲线模型预测结果进行对比。由图6可以看出：4根单桩的极限承载力预测值和模拟值均大于其对应设计值，小于按桩身混凝土强度计算的极限承载力，有限元模拟的单桩极限承载力分别为6.5 MN(长径比为2.18~3.15)和7.5 MN(长径比为7.23~7.32)，与指数曲线模型的预测值有较好的吻合性，单桩极限承载力模拟值为设计单桩极限承载力标准值的1.44~1.68倍，有较高的安全储备，表明在本次试验条件下，用有限元模拟风化岩地基嵌岩短桩的静载荷破坏性试验是可行的。

图6 单桩极限承载力计算结果对比

4.3 长径比的影响

对嵌岩桩而言，在特定的地质条件中，桩长的变化反映的是嵌岩深度的变化，因此，本文拟通过改变桩径而桩长不变分析长径比对嵌岩短桩承载性能的 影响。

假设桩长=6.0 m(桩长不变)，桩径分别为0.8，0.9，1.0和1.2 m，则/分别为7.5，6.7，6.0和5.0。嵌岩深度取1.0m，荷载按0.5 MN→1.0 MN→1.5 MN→…→4.5 MN施加。分级荷载作用下不同长径比的桩侧摩阻力的分布情况如图7所示。由于桩土间的侧摩阻力变化较小，所以，图7中主要显示嵌岩段桩侧摩阻力。从图7可以看出：嵌岩短桩嵌岩段桩侧摩阻力峰值随长径比(/)的增大逐渐减小，侧摩阻力最大值从/=7.5时的3.43 MPa降为/=5.0时的1.34 MPa，虽然长径比发生改变，但桩侧摩阻力的峰值在嵌岩段的位置不发生变化，且该位置几乎不受荷载的影响，均发生在桩深度约5.5 m处。可见：/越大，桩端阻力分担的荷载越小，这与静载试验结果是一致的。

图8所示为不同长径比嵌岩短桩的荷载与桩顶沉降的关系。由图8可以看出：−曲线近似呈线性，主要与选取的本构模型及材料参数有关；桩顶沉降随长径比增加而增大，−曲线的斜率也随之增大，这与一般的灌注桩的承载特性是一致的。

4.4 嵌岩深度的影响

对于嵌岩短桩，嵌岩深度并非越大越好，为分析嵌岩深度对短桩承载特征的影响，假设桩径为1.0 m，桩端嵌入花岗岩，强风化花岗岩的弹性模量r为46 MPa，黏聚力为40 kPa，内摩擦角为30°，中风化花岗岩的弹性模量r为3 500 MPa，黏聚力为50 kPa，内摩擦角为35°，嵌岩深度r分别为1.0，1.5，2.0，3.0和4.0进行计算分析。桩的弹性模量为3.0×104MPa，泊松比为0.20，桩侧土体的弹性模量为5.0 MPa，荷载按0.5 MN→1.0 MN→1.5 MN→…→4.5 MN施加。分级荷载作用下不同嵌岩深度的桩身轴力的分布情况如图9所示，图9中主要显示嵌岩段桩身轴力。

从图9可以看出：不同嵌岩深度下，桩身轴力衰减的规律基本相同。桩身轴力在嵌岩段中随深度增加逐渐减小，嵌岩深度越大，轴力的衰减趋势越明显，说明嵌岩段能够提供较大的侧摩阻力，桩的端承特性不明显。在嵌岩段，当1.0≤r≤2.0时，其轴力分布曲线基本呈线性递减；当2.0≤r≤4.0时，其轴力分布曲线呈指数函数型沿深度递减。这说明嵌岩短桩嵌岩段桩身轴力的变化规律与嵌岩深度密切相关。

图10所示为不同嵌岩深度下的−曲线。由图10可以看出：桩顶沉降量随嵌岩深度的增加逐渐减小。当嵌岩深度为1.0~2.0时，桩顶沉降量显著减小；当嵌岩深度为2.0~4.0时，桩顶沉降量随荷载的变化不明显。在本文的试验条件下，建议嵌岩深度选取1.0~2.0，这一范围与JGJ94—2008“建筑桩基技术规范”相比偏大，对于短桩而言，只有达到一定的嵌入深度，才能保证基桩的稳定性，并充分发挥嵌岩段的桩侧阻力和桩端阻力，这样既不会增加施工难度，还有利于发挥桩端基岩的承载潜力。

L/d：(a) 7.5；(b) 6.7；(c) 6.0；(d) 5.0

L/d：1—7.5；2—6.7；3—6.0；4—5.0。

对于不同嵌岩深度的短桩，荷载作用下端阻的发挥情况如图11所示。由图11可以看出：桩端阻力随嵌岩深度的增加在承载力中所占比例逐渐减小，说明桩嵌岩越深，桩端阻力贡献越小；嵌岩短桩的端阻比例基本保持在34.4%以内；当嵌岩深度1.0≤r≤1.5时，桩端阻力所占荷载比例(p/u)介于12%~28%之间，当嵌岩深度3.0≤r≤4.0时，桩端阻力所占荷载比例(p/u)≤10.8%。且由图10的−曲线可知r=3.0与r=4.0的−曲线非常接近。这些现象表明：嵌岩短桩存在着深度效应，当短桩的嵌岩深度达到一定数值后，继续增加嵌入深度，除了会增加施工难度外，承载力的提高并不明显。对于1.0≤r≤2.0的情形，桩端阻力所占荷载比例(p/u)随着桩顶荷载的增加而提高。这说明嵌岩短桩的侧摩阻力先于桩端阻力发挥，随着桩顶荷载的不断增加，桩侧岩层承受的应力逐步增大，桩与周围岩体之间的相对位移相应增加，使得桩底基岩产生的反力迅速增大。当嵌岩深度较大时，由于桩侧阻力所占比例较大，桩端阻力所占荷载比例(p/u)变化则不显著。这与陈斌等[23−25]关于嵌岩桩的研究结果相似。

hr：(a) 1.0d；(b) 1.5d；(c) 2.0d；(d) 3.0d；(e) 4.0d

hr：1—1.0d；2—1.5d；3—2.0d；4—3.0d；5—4.0d。

hr：1—1.0d；2—1.5d；3—2.0d；4—3.0d；5—4.0d。

4.5 基岩强度的影响

为了研究桩侧摩阻力和桩端阻力随基岩强度的变化如何分配以及桩顶沉降随基岩强度的变化规律，本文选取基岩的弹性模量r分别为500，800，1 000， 4 000 MPa，泊松比均取0.25进行对比分析，而桩身混凝土弹性模量p=3.0×104MPa，泊松比=0.2，桩径=1.0 m，嵌岩深度r=1.0 m，荷载同样按0.5 MN→1.0 MN→1.5 MN→…→4.5 MN施加。图12所示为不同基岩弹性模量与桩顶沉降量的关系曲线，不同基岩弹性模量的荷载分配结果如表9所示。

图12 桩岩刚度比与桩顶沉降量的关系

表9 不同基岩强度的荷载分配

对于端承型或摩擦端承型的嵌岩短桩，为了充分发挥桩端基岩的承载力，可适当提高桩身混凝土强度等级及配筋率(提高p/r)；此外，大量的实测资料表明，有时桩基础的破坏并非桩体自身发生破坏，而是基岩发生破坏[21]。因此，基于桩基础的破坏模式，桩身材料强度的确定应与基岩的强度相匹配，以尽可能发挥基岩的承载潜力。

5 结论

1) 对于桩端嵌入强风化花岗岩的短桩(本试验桩嵌岩深度约为1倍桩径，长径比为2.4~12.7)，不论是PHC管桩还是人工挖孔灌注桩，二者的极限承载力较高，沉降较小，均能满足设计要求并有足够的安全 储备。

2) 在本次试验条件下，强风化岩地基中相同直径嵌岩短桩(2＜/＜)，单桩极限承载力随着桩长的增加变化并不显著，设计时宜按端承桩考虑。

3) 随着/的增大，pk/uk逐渐减小，/越大，端阻发挥的作用越小。对于相同直径、相同施工工艺的嵌岩短桩，当2＜/＜8时，pk/uk为77.5%~88.0%，桩的长径比越小，桩越短，桩端阻力分担的荷载越多。

4) 嵌岩段桩侧摩阻力峰值随长径比的增大逐渐减小，桩顶沉降随长径比增加而增大；在不同的嵌岩深度下，桩身轴力衰减的规律基本相同，随嵌岩深度的增加，桩顶沉降逐渐减小，端阻力在承载力中所占比例逐渐减小；桩顶沉降随p/r的增加而逐渐增大，而端阻分担的荷载比p/u随p/r的减小逐渐增大。

5) 在本试验条件下，强风化花岗岩地基中，建议人工挖孔嵌岩桩的最短桩长取2.5 m，嵌岩深度选取1.0~2.0(为桩径)。

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(编辑 陈爱华)

In-situ test and FEM analysis on bearing characters of rock-socketed short pile for highly weathered granite

BAI Xiaoyu1, 2, ZHANG Mingyi1, 2, ZHU Lei1, WANG Yonghong1, WANG Jingjing3

(1. College of Civil Engineering, Qingdao University of Technology, Qingdao 266033, China;2. Collaborative Innovation Center of Engineering Construction and Safety in Shandong Blue Economic Zone,Qingdao University of Technology, Qingdao 266033, China;3. China Construction Eighth Engineering Division Co., Ltd., Qingdao Branch Company, Qingdao 266000, China)

The bearing behavior and load transfer mechanism of the rock-socketed short pile were studied by the experimental and FEM analysis of two case history of 11 single short piles in weathered rock foundation of Qingdao. The influences of aspect ratio (/), rock-socketed length (r) and bedrock strength (p/r) on bearing behaviors of rock-socketed short were discussed by FEM analysis of bearing characters of large-diameter rock-socketed short piles. The results show that the ultimate bearing capacity of rock-socketed short is higher, and settlement is smaller, which can be satisfied with engineering demands and has high security reserves. Moreover, the change of ultimate bearing capacity of single pile is not obvious with the increase of pile lengths, which proves that the 11 piles are of strong end bearing properties. The pile side friction peak decreases with the increase of/; the pile top settlement increases with the increase of/. Under different rock-socketed lengths, the attenuation law of axial force is consistent; the pile top settlement decreases with the increase ofr, and the ratio of base resistances to the bearing capacities (p/u) decreases with the increase ofr. The pile top settlement increases with the increase ofp/r,p/uincreases with the increase ofp/r. The research results can provide references for rock-socketed short pile design in similar geological conditions.

highly weathered granite; rock-socketed short pile; ultimate bearing capacity; bearing behavior; in-situ test; FEM

10.11817/j.issn.1672−7207.2017.02.032

TU 473.1

A

1672−7207(2017)02−0512−13

2016−03−22；

2016−06−03

国家自然科学基金资助项目(51078196，41502304)；教育部高等学校博士学科点专项科研基金资助项目(20133721120004)(Projects(51078196, 41502304) supported by the National Natural Science Foundation of China; Project(20133721110004) supported by Research Fund for the Doctoral Program of Higher Education of China)

张明义，博士，教授，博士生导师，从事土力学及地基基础研究；E-mail：zmy58@163.com