自平衡技术的应用

自平衡技术的应用
1自平衡法试验原理及方法
1.1 试验原理
自平衡法的检测原理是将一种特制的加载装置—自平衡荷载箱，在混凝土浇注之前和钢筋笼一起埋入桩内相应的位置（具体位置根据试验的不同目的而定），将加载箱的加压管以及所需的其他测试装置（位移、应变等）从桩体引到地面，然后灌注成桩。

由加压泵在地面向荷载箱加压加载，荷载箱产生上下两个方向的力，并传递到桩身。

由于桩体自成反力，我们将得到相当于两个静载试验的数据：荷载箱以上部分，我们获得反向加载时上部分桩体的相应反应系列参数；荷载箱以下部分，我们获得正向加载时下部分桩体的相应反应参数。

通过对加载力与这些参数（位移、应变等）之间关系的计算和分析，我们可以获得桩基承载力等一系列数据。

这种方法可以用于为设计提供数据依据，也可用于工程桩承载力的检验。

1.2 试验方法
根据交通部行业标准《基桩静载试验自平衡法》（JT/T738-2009）,将按照如下方式加载: 1.2.1 加载方法
如原理所述：以流体为加载介质，向埋设于桩基内一定深度位置的荷载箱中加压，从而对荷载箱上下两部分桩体同时施加载荷。

当采用多个荷载箱加载时，液压站以并联油路对多个荷载箱同时加压。

为保证试验数据和试验结论的可比性，加载具体方法（包括加载级别、加载时间、稳定状态判断条件、停止加载条件以及卸载步骤等）应符合相关试验规范的规定。

试验时，采用通莫试验监控系统，对各种试验参数同步进行如实记录。

试验出现意外情况时，应及时与设计单位和委托单位进行沟通，以保证试验相关各方对意外情况的同等的知情权，并就试验的以后进程达成共识。

1.2.2试验加/卸载分级方法
根据规范和相关设计要求，采用慢速载荷维持法进行加载。

加载应分级进行，每级加载量为预估最大加载量的1/10。

当桩端为巨粒土、粗粒土或坚硬黏质土时，第一级可按两倍分级荷载加载。

卸载也应分级进行。

每级卸载量为2个加载级的荷载值。

加卸载应均匀连续，每级荷载在维持过程中的变化幅度不得超过分级荷载的10%。

位移观测：每级加（卸）载后在第1h 内应在第5、10、15、30、45、60min 测读位移，以后每隔30min 测读一次，达到相对稳定后方可加（卸）下一级荷载。

卸载至零后应至少观测2h ，测读时间间隔同加载。

1.2.2.1 稳定标准：每级加（卸）载的向上、向下位移量在下列时间内均不大于0.1 mm ： a 桩端为巨粒土、粗粒土或坚硬黏质土,最后30min; b 桩端为半坚硬黏质土或细粒土，最后1h 。

1.2.2.2 终止加载条件和相应的极限加载值的取值：
a 总位移量大于或等于40 mm,且本级荷载的位移量大于或等于前一级荷载的位移量的5倍时，加载即可终止。

取此终止时荷载小一级的荷载为极限加载值。

b 总位移量大于或等于40 mm,且本级荷载加上24h 后未达稳定，加载即可终止。

取此终止时荷载小一级的荷载为极限加载值。

c 巨粒土、密实砂类土以及坚硬的黏质土中, 总位移量小于40 mm, 但荷载已大于或等于设计荷载乘以设计规定的安全系数，加载即可终止。

取此时的荷载为极限加载值。

d 施工过程中的检验性试验，一般加载应继续到桩两倍的设计荷载为止。

如果桩的总位移量不超过40 mm,以及最后一级加载引起的位移不超过前一级加载引起的位移的5倍，则该桩可予以检验。

e 极限荷载难以确定时，应绘制荷载-位移曲线（Q-S 曲线）、位移-时间曲线（s-t 曲线）确定，必要时还应绘制S-lgt 曲线、S-lgt Q 曲线（单对数法）、S-〔1-Q/ Qmax 〕曲线（百分率法）等综合比较，确定比较合理的极限荷载取值。

1.3 单桩竖向极限承载力的确定
实测得到荷载箱上段桩的极限承载力Q u 上和荷载箱下段桩的极限承载力Q 下u ，按照相关规范中的承载力计算公式得到单桩竖向抗压极限承载力： 抗压： Q u = γ
-W
Q u 上 + Q 下u 公式（1） 式中：
Q u ：单桩竖向抗压/抗拔极限承载力（kN ）； Q u 上：荷载箱上段桩的实测极限承载力（kN ）；
Q 下u ：荷载箱下段桩的实测极限承载力（kN ）； W ：荷载箱上段桩的自重；
γ：荷载箱上段桩侧阻力修正系数，对于粘土、粉土γ取0.8，对于砂土取0.7。

1.4试桩设计参数
选取工程桩2-12（桩径1.5m，桩长30米）实施非后压浆桩的试验，然后在在建桥梁3#墩下游施工试验桩，实施后压浆桩基的静载试验。

3#墩试验桩桩径及桩长2-12工程桩一致。

对2-12工程桩做完试验后进行桩端后压浆以及荷载箱位置补浆，对3#墩试验桩桩端压浆后15天进行试验。

2 试桩完整性检测
对试桩采用超声波法进行检测，检测结果表明：2根试桩桩身完整，各声测剖面每个测点的声速、波幅均大于临界值，综合评定为Ⅰ类桩。

3 自平衡静载试验
单桩竖向承载力试验加载采用自平衡装置。

试验前严格按照安装规程将各系统安装到位，并进行调试。

各试桩加载龄期
编号2-12 3#
成桩日期2011.03.09 2011.03.24
试验日期2011.03.30 2011.05.04
龄期(天) 21 40
3.1 试验加载及分级
采用慢速荷载维持法，即逐级加载，每级加载达到稳定条件后加下一级荷载，直至达到终止加载条件，然后分级卸载至零。

各试桩加载分级及最大加载量下表。

各试桩加载分级及最大加载量
试桩单级荷载（kN）加载级数最大加载量（kN）2-12 550 10 5500
3# 750 11 8250
3.2 位移观测
上、下位移分别取三点为一组进行测量，测量点应沿桩身的周长方向平均分布，取平均值为测量值，桩顶位移可直接取桩顶中心点进行测量。

每级加载后间隔5、10、
15、15、15分钟各测读一次，累积1小时后每间隔30分钟测读一次，达到相对稳定后方可加下一级载。

4.试验数据处理及汇总
桩基静载实验中的荷载极限值就是桩的极限承载力。

单桩极限承载力由土对桩的支承能力、桩身材料强度以及上部结构所容许的桩身位移三方面控制。

以上三方面在桩基竖向抗压静载试验中均可通过桩身位移体现。

一般认为，在极限荷载下桩身位移量急剧增加，极限荷载点就是Q —S 曲线的转折点，即Q —S 曲线在此点的切线坡度急剧变陡和从此点开始变为直线段，所以，通过绘制Q —S 曲线寻求拐点，可确定桩的极限承载力。

另外，大量实验资料表明，试桩加载后桩顶下沉量S 和时间t 的对数（即S-lgt 曲线）呈线性关系，曲线斜率反映了桩顶下沉的速率，概略的说明了某级荷载下桩周土或桩端土的塑性变形的发展程度。

某级荷载下曲线斜率陡增，出现向下的曲折，说明桩的性状或桩周、桩端土的性状发生了变化，取其前一级荷载作为极限荷载。

由现场实测数据绘制的向下位移Q ～S 曲线、S ～lgt 曲线,向上位移U ～δ曲线、d ～lgt 曲线和桩顶位移U ～δ曲线、d ～lgt 曲线如下。

2#桩向下 2#桩向上
1100
2200
3300
4400
5500Q (kN)
0.00 2.00 4.00 6.00 8.00 10.00 12.00 14.00 16.00 18.00 20.00
s (mm)Q -s
曲 线
5
1015
30456090
240
t (min) 0.00 2.00 4.00 6.00 8.00 10.00 12.00 14.00 16.00 18.00 20.00
s (mm)s -l g t
曲 线
1100 kN 1650 kN 2200 kN 2750 kN 3300 kN 3850 kN 4400 kN 4950 kN 5500 kN
1100
2200
3300
4400
5500
U (kN)
0.00
4.00 8.00 12.00 16.00 20.00 24.00 28.00 32.00 36.00 40.00 δ
(mm)
U -δ
曲 线
5101530456090
240
t (min) 0.00
4.00
8.00 12.00 16.00 20.00 24.00
28.00 32.00 36.00 40.00 δ (mm)
δ-l g t
曲 线
1100 kN
1650 kN 2200 kN
2750 kN 3300 kN 3850 kN 4400 kN
4950 kN
5500 kN
3#桩向下
3#桩向上
1500
3000
4500
6000
75008250
Q (kN)
0.00 5.00 10.00 15.00 20.00 25.00 30.00 35.00 40.00 45.00 50.00
s (mm)Q -s
曲 线
5
1015
30456090
240
t (min) 0.00 5.00 10.00 15.00 20.00 25.00 30.00 35.00 40.00 45.00 50.00
s (mm)s -l g t
曲 线
1500 kN 2250 kN 3000 kN 3750 kN 4500 kN 5250 kN 6000 kN 6750 kN 7500 kN 8250 kN
0150030004500600075008250
U (kN)
0.00
5.00 10.00 15.00 20.00 25.00 30.00 35.00 40.00 45.00 50.00 δ
(mm)
U -δ
曲线
5101530456090
240
t (min) 0.00
5.00
10.00 15.00 20.00 25.00 30.00 35.00 40.00 45.00 50.00 δ (mm)
δ-l g t
曲线
1500 kN
2250 kN 3000 kN 3750 kN 4500 kN 5250 kN 6000 kN
6750 kN 7500 kN
8250 kN
2#桩桩顶 3#桩桩顶
1100
2200
3300
4400
5500
U (kN)
0.00
4.00 8.00 12.00 16.00 20.00 24.00 28.00 32.00 36.00 40.00 δ
(mm)
U -δ
曲 线
5
1015
30456090
240
t (min) 0.00
4.00 8.00 12.00 16.00 20.00 24.00 28.00 32.00 36.00 40.00 δ (mm)
δ-l g t
曲 线
1100 kN
1650 kN 2200 kN
2750 kN 3300 kN 3850 kN
4400 kN 4950 kN
5500 kN
1500
3000
4500
6000
75008250
U (kN)
0.00
5.00 10.00
15.00 20.00 25.00 30.00 35.00
40.00 45.00
50.00 δ
(mm)
U -δ
曲 线
5
1015
30456090
240
t (min) 0.00
5.00 10.00
15.00 20.00 25.00 30.00 35.00 40.00 45.00 50.00 δ (mm)
δ-l g t
曲 线
1500 kN
2250 kN 3000 kN 3750 kN 4500 kN 5250 kN 6000 kN
6750 kN 7500 kN
8250 kN
5.试验成果分析 5.1试桩承载力的确定 5.1.1 2-12工程桩
荷载箱加载分级按预定值5500kN 来分级, 分成10级,每级加载值为550kN ，首级加载按两倍荷载即1100kN 加载。

在加载到第10级荷载5500KN 时，下段桩向下位移Q ～S 曲线呈缓变型，S ～lgt 曲线呈平直型，上段桩向上位移U ～d 曲线呈缓变型，d ～lgt 曲线呈平直型。

上下位移走势都比较稳定，考虑到该试桩为工程桩，且已达到设计加载要求，经协商，决定终止加载,并开始卸载。

取最大荷载5500kN 为最终加载值。

向下位移累计10.83mm ，卸载后剩余位移为7.82mm ，回弹量为3.06mm ，回弹率28.3%。

向上位移累计33.68mm，卸载后剩余位移为26.12mm，回弹量为7.56mm，回弹率22.4%。

5.1.2 3#试验桩
荷载箱加载分级按预定值7500kN来分级, 分成10级,每级加载值为750kN，首级加载按两倍荷载即1500kN加载。

在加载到第10级荷载7500kN时，下段桩向下位移Q～S曲线呈缓变型，S～lgt曲线呈平直型，上段桩向上位移U～d曲线呈缓变型，d～lgt曲线呈平直型。

后继续加载至第11级荷载8250kN，上部桩体位移量加大，其U～d曲线呈现降变，从曲线图上反应明显。

向上总位移量达到了45.18mm，位移增量为27.13mm,是前一级荷载下位移增的5.93倍,且油压难以维持，因此根据规范终止加载条件而终止加载,并开始卸载。

取上一级荷载7500kN为极限加载值。

向下位移累计15.39mm，卸载后剩余位移为10.81mm，回弹量为4.58mm，回弹率29.7%。

向上位移累计53.52mm，卸载后剩余位移为44.06mm，回弹量为9.46mm，回弹率17.7%。

5.2 承载力计算过程如下：
根据地质报告以及U～d曲线特征，荷载箱上段桩侧阻力修正系数取: γ取0.8
2-12的单桩竖向抗压极限承载力为：
上段桩侧土极限摩阻力：取对应于第10级荷载5500kN并考虑自重和修正因子后，经计算约为5762kN
下段桩极限承载力：取对应于第10级荷载5500kN
单桩竖向抗压极限承载力=上段桩侧土极限摩阻力+下段桩极限承载力，按公式(1)即为：
Q u=
γW
Q
u -
上+Q
下
u =
2
5500(0.75)2124
0.8
π
-⨯⨯⨯
+5500≈11262kN
3#的单桩竖向抗压极限承载力为：
上段桩侧土极限摩阻力：取对应于第10级荷载7500kN并考虑自重和修正因子后，经计算约为8050kN
下段桩极限承载力：取对应于第10级荷载7500kN
单桩竖向抗压极限承载力=上段桩侧土极限摩阻力+下段桩极限承载力，按公式(1)即为：
Q u=
γW
Q
u -
上+Q
下
u =
2
7500(0.75)2524
0.8
π
-⨯⨯⨯
+7500≈15550kN
5.3 后压浆对灌注桩承载力影响分析
通过对2-12压浆前的试验结果与3#、5#试验桩压浆后的试验结果对比，由于平衡点以
下的桩基没有达到极限，所以承载力的提高不小于38.1%，桩端压浆桩承载力的提高，不仅
在于压浆固结孔底沉渣和土体，还可在压力作用下对持力层进行渗透、劈裂和挤密桩端土，
形成一个较大直径的水泥-土体混合固结体，使桩端阻力大幅度提高。

下部桩身的桩侧泥皮
和一定范围内的土体也得到加固，从而使桩端承载力和侧阻力均得到提高。

后压浆桩与非后压浆桩承载力对比
桩号桩基类型极限承载力（kN）提高值（kN）百分比（%）2-12 非后压浆桩11262
3# 后压浆桩15550 ≮4288 ≮38.1 6. 试验结论
6.1本次桩基承载力试验采用自平衡技术，成功测得各试桩极限承载力：
2-12试验桩：极限承载力11262kN；
3#试验桩：极限承载力≮15550kN；
6.2后压浆桩基承载力比非后压浆桩基承载力提高≮38.1%。

6.3采用现行《公路桥涵地基与基础设计规范JTG D63-2007》所规定后压浆桩侧增强
范围进行理论计算时，在本桥地质建议取7.5～8.0米。

结语
通过自平衡试验在灞河桥工程的成功应用，不但安全可靠、省时省力，而且缩短了桩长，
降低了工期，节约了成本。