多种强度混凝土连续浇筑桩基础可行性研究报告

实验准备工作2.1实验试样的制作本试验所涉及的混凝土配合比参考了中华人民共和国混凝土配合比行业标准[2]中有关计算混凝土配合比的相关内容，本试验自主设计出了规范内所不包含的其他二十四种混凝土配合比。在混凝土所用水泥、粗细骨料、拌合用水和模具选用及制作严格按照混凝土试验力学性能试验规范[3]中所提出的要求执行，经检测试验及测量水泥、粗细骨料、拌合用水及模具基本满足规范要求。2.1.1配合比的选取本试验为接轨实际工程，所用混凝土的配合比按泵送混凝土要求设计，这符合国内外桩基施工所用混凝土的实际施工情况。本试验所用混凝土采用普通硅酸盐水泥，且每方用量大于等于300kg；粗骨料采用连续二级配的碎石（粗骨料只含有小石和中石），针片状颗粒含量符合规范要求其值小于9%。目前国内所用泵送混凝土机械所用输送管管径一般为125mm或150mm，本文假设桩基工程上所用的泵送混凝土机械输送管管径为150mm，泵送高度≤50m，粗骨料粒径满足骨料最大公称粒径与输送管径之比≤1：3的要求；细骨料采用中砂（人工砂），其公称粒径在315μm筛孔的筛子中过，其颗粒含量大于20%，砂率在35%～45%之间。试配时坍落度按下式计算：Ts=Tr+ΔT（2.1.1）式中：Ts为本文设计的泵送混凝土所要达到的坍落度值；Tr为施工现场混凝土入泵时的坍落度值；ΔT为试验测得的混凝土出拌合楼到入泵之间内的坍落度损失值。结合中国四川省西昌市锦屏二级水电站引水隧洞施工中的混凝土浇筑工程经验，本试验泵送坍落度（Ts）确定为170mm。本试验所用混凝土标号有C21、C22、C23、C24、C25、C26、C27、C28、C29、C30、C31、C32、C33、C34、C35、C36、C37、C38、C39、C40、C41、C42、C43、C44、C45、C46、C47、C48、C49及C50等30种强度。配制强度按下式计算：ƒcu，0≥ƒcu，k+1.645σ（2.1.2）式中：ƒcu，0为混凝土配制强度（MPa）；ƒcu，k为混凝土试验块抗压强度标准值，这里取设计泵送混凝土强度等级值（MPa）；σ-混凝土强度标准差（MPa），C21～C45取5.0，C45～C50取6.0。混凝土水胶比按下式计算：W/B=(αa׃b)/(ƒcu,0+αa×αb׃b)(2.1.3）式中：W/B为每立方米混凝土拌合用水的质量与所用胶凝材料质量比值；αa、αb为回归系数，αaQUOTE取0.53、αb取0.20；ƒb为胶凝材料28d胶砂强度，QUOTEƒb=1.1×γf×γs׃ce,g,其中本试验没用用到粉煤灰和粒化高炉矿渣粉，所以、γsQUOTE粉煤灰影响系数γf和粒化高炉矿渣粉影响系数γs的值都取1.0。ƒce,gQUOTE为试验用水泥强度等级值（Mpa）。本试验混凝土用水量按照规范上的计算公式，公式见（2.1.4）：mw=mws(1-β)QUOTE（2.1.4）式中：mw为每立方米混凝土用水量（kg）；mws为满足实际坍落度要求的每立方米混凝土用水量（kg）。规范中给出90mm坍落度的用水量见表2.1.1，以此为基础计算，混凝土坍落度每增大20mm相应用水量则要增加5kg。本试验混凝土坍落度根据工程经验取值为170mm，骨料最大粒径≤40.0mm(本试验取值40.0mm)，相应的mws取值为215kg；β为外加剂的减水率（%），本试验β值取0。表2.1.1坍落度取值表拌合物稠度碎石最大粒径（mm）项目指标16.020.031.540.0坍落度（mm）10~3020018517516535~5021019518517555~7022020519518575~90230215205195注：此表来源于JGJ55-2011《普通混凝土配合比设计规程》。本试验所设计的混凝土42.5水泥和32.5水泥用量（mc）按下式计算：mc=mw/(W/B)QUOTE（2.1.5）规范中要求混凝土坍落度大于60mm时的砂率，坍落度增大20mm、砂率增大1%的幅度予以调整。最终砂率的选取按表2.1.2进行调整后取值。表2.1.2水胶比（W/B）值选取表水胶比（W/B）碎石最大粒径（mm）16.020.040.00.4030~3529~3427~320.5033~3832~3730~350.6036~4135~4033~380.7039~4438~4336~41注：此表来源于JGJ55-2011《普通混凝土配合比设计规程》。砂率的计算公式：Ss=ms/(mg+ms)×100%QUOTE(2.1.6)式中SsQUOTE为砂率（%）；mgQUOTE为每立方米混凝土粗骨料用量（kg）；msQUOTE为每立方米混凝土细骨料用量（kg）。采用质量法计算粗骨料及细骨料用量，按下式计算：mc+mg+ms+mw=ma（2.1.7）式中mcQUOTE为每立方米混凝土水泥的用量（kg）；mg为每立方米混凝土小石和中石的用量（kg）；msQUOTE为每立方米混凝土人工砂（中砂）的用量（kg）；QUOTEmw为每立方米混凝土用水的量（kg）；ma为每立方米混凝土的实测总质量（kg），该值取用了三峡大学土木与建筑学院彭刚教授所测出的结果，ma取值在2400~2500kg之间。本试验所用模具体积为m3，所有用量应乘以一个体积换算系数0.002688得混凝土配制中的实际用量。在实际配制中，试验拌合过程中混凝土会有一定的损失，为了弥补这一损失本试验加上1%的混凝土损失量。表2.1.3中列出了本文试验设计的混凝土中各种骨料、用水量、水泥及砂率的值，用水量固定不变，水泥用量随着强度的增长逐渐增多。表2.1.3混凝土各材料使用质量混凝土标号水泥标号水泥（kg）砂率（%）砂（kg）小石（kg）中石（kg）水（kg）C2132.50.9639%1.891.211.810.58C220.981.881.201.800.58C231.011.871.201.790.58C241.051.861.191.780.58C251.131.781.191.780.58C261.161.771.181.770.58C271.191.761.171.760.58C281.221.741.161.740.58C291.251.731.161.730.58C3042.51.011.901.191.780.58C311.031.891.181.770.58C321.051.881.181.760.58C331.081.871.171.760.58C341.101.861.161.750.58C351.1238%1.781.191.780.58C361.151.771.181.770.58C371.171.761.181.760.58C381.191.751.171.750.58C391.221.751.161.750.58C401.241.741.161.740.58C411.261.731.151.730.58C421.291.721.151.720.58C431.311.711.141.710.58C441.331.701.131.700.58C451.361.691.121.690.58C461.421.671.111.670.58C471.441.661.111.660.58C481.471.651.101.650.58C491.491.641.101.640.58C501.521.631.091.630.582.1.2试样制备2.1.2.1水泥和水试验中C21~C29强度等级的混凝土采用中国湖北省黄石市生产的华新牌32.5复合硅酸盐水泥（GB175-2007XK23-201-03374）；C30~C50强度等级的混凝土则用中国湖北省赤壁市生产的华新牌42.5普通硅酸盐水泥（GB175-2007XK08-001-00037）。混凝土拌合用水则采用瑞康牌纯净水满足规范要求[4]。2.1.2.2粗、细骨料细骨料采用湖北省宜昌市产的人工砂，其公称粒径315μm筛孔的颗粒含量大于等于20%，表观密度为2564kg/m3，吸水率为0.67%，针片状含量为2.1%。人工砂如图2.1所示。图2.1人工砂图2.2花岗岩骨料粗骨料采用湖北省宜昌市三峡库区产的花岗岩如图2.2所示，密度2.635~2.931g/ml，用点荷载试验测出花岗岩粗骨料强度77.57Mpa。2.1.2.3模具本试验采用自制木模，MHL-320X70X120mm。自己木模内表面光滑且平整，无砂眼、裂纹及划痕等。组装后内部尺寸误差为公称尺寸的±0.18%，且小于±1mm。自制木模组装后其相邻侧面和各侧面与底板上表面之间的夹角成90°直角，误差小于±0.3°，连接处的缝隙宽度最大值小于0.2mm。图2.3试验中所用自制木模示意图2.1.3混凝土试块养护本试验按照规范《普通混凝土试验力学性能试验方法标准》GB/T50081-2002中5.2章节规定，混凝土试块制备完成后在室内温度为20℃的环境中静置24小时。拆模后立即放入准备好的水箱中养护28d（此时间从搅拌加水开始计时），水箱中为饱和的Ca(OH)2溶液，温度控制在20±2℃。水箱内有足够的空间确保每块混凝土放置的位置间隔2~3cm。2.1.4试验试块分别在每种强度混凝土试块的基础上钻取五个圆柱体Φ50X100的混凝土试样。作为一种人工制作的建筑材料，混凝土在制作过程中不可避免的会有人为影响因素参杂在里面，导致混凝土中存在气泡、孔洞等不可避免的因素。在高围压的条件下，混凝土试样表面的气泡等缺陷会损坏试验中所用的外橡胶套，导致液压油进入橡胶套内层从而影响环向应变的测量值。为避免此类影响因素，采用相对混凝土试块强度高一等级的砂浆进行第一次修补，在的Ca(OH)2的饱和溶液中养护3d（此时间从第一次修补砂浆搅拌加水开始计时）。后对试样进去磨平、第二次修补，再在的Ca(OH)2的饱和溶液中养护3d（此时间从第二次修补砂浆搅拌加水开始计时）。图2.4混凝土试验块正视图图2.5混凝土试验块俯视图2.2试验仪器本试验采用的TOPINDUSTRIE自适应全自动岩石三轴试验机由法国TOPINDUSTRIE公司生产如图2.6。是一套多功能的精密仪器设备，可用于岩石和混凝土等材料的力学实验，该系统可应用于土木工程、水电、石油和地矿等测试领域，可以完成的试验包括：常规的岩石（混凝土）力学试验；单轴压试验；排水或不排水静水压力压缩试验和三轴压缩试验；岩石力学和常规渗透试验；岩石力学-化学耦合试验；三轴压缩条件下的渗透试验；岩石力学流变试验；静水压力压缩流变试验；单轴和三轴压缩流变试验；温度条件下的岩石力学试验和岩石力学-化学耦合试验；TOPINDUSTRIE自适应全自动岩石三轴试验机采用3台压力/体积控制高压液压泵分别用于控制轴向应力（偏应力），径向应力（围压）和孔隙压力（反压）。该实验机主要的技术参数如下：1）三轴实验机最大围压：600bar；最高操作温度：90℃；偏压室承受最大压力：1000bar；2个LVDT传感器和1个环向位移传感器用于测量试样的实际变形。2）高压液压泵轴向高压液压泵：1000bar；围压和孔压高压液压泵：600bar；体积容量：56ml；最大流速：16.7ml/mn；轴向高压液压泵最小流速：0.00084ml/mn；围压和孔压高压液压泵最小流速：0.00063ml/mn。图2.6TOPINDUSTRIE自适应全自动岩石三轴实验机图2.7岩石三轴实验机操作面板图2.8岩石三轴实验机控制电脑2.3试验方案本试验主要进行了围压为0Mpa、5Mpa和10Mpa情况下的单轴试验及假三轴试验，其试验条件及试样个数如表2.1.4：表2.1.4围压混凝土标号0Mpa5Mpa10MpaC213个3个3个C223个3个3个C233个3个3个C243个3个3个C253个3个3个C263个3个3个C273个3个3个C283个3个3个C293个3个3个C303个3个3个C313个3个3个C323个3个3个C333个3个3个C343个3个3个C353个3个3个C213个3个3个C363个3个3个C373个3个3个C383个3个3个C393个3个3个C403个3个3个C413个3个3个C423个3个3个C433个3个3个C443个3个3个C453个3个3个C463个3个3个C473个3个3个C483个3个3个C493个3个3个C503个3个3个2.4小结本章主要对本试验所制作混凝土试样的粗细骨料、拌合用水、水泥等材料的选择标准及物理参数进行说明。同时阐述混凝土试样配比设计计算公式和混凝土试样制作详细过程。在试验开始前，対已钻好的圆柱体Φ50X100混凝土试样进行筛选、修补、养护、再修补进行简单的介绍并测得了室内温度条件下圆柱体Φ50X100混凝土试样的基本物理参数。详细的说明了TOPINDUSTRIE自适应全自动岩石三轴试验机的工作原理、设备性能及技术参数等。为后续试验提供支持。

3试验结论及数据分析钢筋和混凝土这两种性质完全不同的材料构成了桩基础中混凝土结构，它们共同承担和传递来至上部建筑物或构筑物施加的荷载。混凝土的强度等级和自身变形性能是设计和分析钢筋混凝土结构的基础。普通混凝土是以水泥为主要胶凝材料，按照相应的配合比加入细骨料、粗骨料和水，有时还根据不同的目的添加不同的外加剂。目前国内外通过大量的试验研究表明混凝土材料不是一种线弹性材料（非线弹性材料），其应力-应变的曲线关系现在已经有很多的研究成果。许多规范上都给出了混凝土弹性模量Ec的常值，此Ec值只能用以分析混凝土结构在受力初期弹性阶段的应力-应变关系，但是混凝土在受压情况下的受压去塑性变形、钢筋屈服和混凝土达到抗压强度后的应力下降等一些列曲线变形都无法有单一的弹性模量值来解释。因此需要用曲线上的特殊点和线来对混凝土受压性能变化全过程曲线进行描述。画出混凝土受压应力-应变曲线，其原点处的切线所确定的斜率即为原点模量E0（也就是规范中所说的弹性模量Ec、）；曲线上任一点的切线所确定的斜率即为该点的切线模量Es；原点与曲线上任一一点的割线所确定的斜率即为该点的割线模量Es’；原点沿着环向应变曲线所做切线的斜率即为切线泊松比ν。通过以上几个模量参数可以很好的描述混凝土的应力-应变曲线。规范上所采用的圆柱体试块尺寸一般为Φ100X200mm、Φ150X300mm、Φ200X400mm三种，其高度是直径的2倍[3]。本试验所采用的混凝土试样直径为Φ50mm，其高度为100mm，直径与高度之比为0.5[5]。通过大量试验表明试验方法和所选用的试验机械对混凝土的抗压强度有相当大的影响。试样在试验过程中单相受压时，试样轴向压缩，环向扩张，由于混凝土与TOPINDUSTRIE自适应全自动岩石三轴试验机垫片力学性能存在差异，TOPINDUSTRIE自适应全自动岩石三轴试验机垫片的环向应变明显小于混凝土的环向应变。垫片通过其接触面上的摩擦力约束混凝土试件的环向应变，导致垫片附近混凝土试样处于非单轴受压状态，离垫板越近环向约束越大，混凝土破坏时形成两个对顶的角锥形破坏面，抗压强度的试验值比没有约束的情况高。为减小混凝土试件与三轴试验机垫片之间的摩擦力，在混凝土试样两端表面涂一些润滑油（本试验采用的是液压油），可以近似的看作环向变形不受约束，整个试件近似处于单向受压状态，将沿平行于压力的作用方向产生条形裂缝而破坏[6]。3.1混凝土单轴试验3.1.1混凝土单轴试验理论许多学者和工程师们所做的混凝土强度试验研究成果表明，试样形状及试样尺寸对混凝土抗压强度实测值有较大的影响。虽然同种强度混凝土采用的试样形状和试样尺寸不同时，混凝土试样的破坏过程和形态大致相同，但得到的抗压强度实测值值因试件受力条件不同和尺寸效应而有所差别。大量试验研究指出混凝土试样的尺寸越小，其测得的强度值越高；加载速度对混凝土试样强度也有影响，加载速度越快，测得的强度值越高；混凝土成型后的龄期及混凝土试样所处环境对混凝土试样的强度也有一定的影响，混凝土的抗压强度随着混凝土龄期的增长而增长，增长速度开始较快，后来逐渐变慢。混凝土试样单轴受压的应力-应变本构关系对研究混凝土结构的抗压强度和受力变形都是很重要的依据，同时也是二轴及三轴混凝应力-应变本构关系研究的基础。本试验采用单调加载方式，即荷载从初始值开始单调增加至试件破坏。在本试验仪器上测得混凝土应力-应变的上升段。如图3.1所示A点为比例极限点（0.3ƒc~0.4ƒc），此时混凝土内部应力较小，骨料和水泥石的接触面上形成了微裂隙，这是由粗细骨料和水泥结晶体受力产生的弹性变形引起的，因此微裂隙又称为粘结裂隙[5]。图3.1混凝土应力-应变曲线随着应力逐渐增大，混凝土试样中的水泥凝胶体出现塑性变形，微裂缝逐渐发育并伴随着新裂缝的出现，混凝土表现出明显的塑性性能。如图3.1（混凝土应力-应变曲线）所示B点为阶段临界点（0.8ƒc~0.9ƒc），此点可作为混凝土长期荷载作用下抗压强度值。在B点处混凝土试样中存在的弹性应变能大于裂隙发展所需的能量，从而形成裂隙快速扩展，这时裂隙处于不稳定状态，直至极限点C。虽然在这一阶段的应力值变化不大，但是裂缝发展迅速，变形速度加快。这时的峰值应力σpeak就作为混凝土的抗压强度ƒc，，峰值应力σpeak对应的应变称为峰值轴向应变εpeak。许多研究人员及工程师为了分析混凝土结构的真实受力情况，需要准确的绘制混凝土受压应力-应变关系曲线，为了拟合出混凝土受压应力-应变关系曲线，提出了不同的曲线方程的数学表达式。其中比较简单实用，也是目前较常用的有美国Hognestad建议的方程和德国Rusch建议的方程。为本试验测得的是上升段的试验数据所以只列出了两个建议方程的上升段部分。Hognestad应力-应变曲线建议方程和Rusch应力-应变曲线建议方程两者的上升段相同，即：上升段：ε≤εp时：σ=ƒc[2ε/εp-(ε/εp)2]（3.1.1）在研究混凝土结构的应力分布中，以下几种模量分析研究不可缺少的参数，欧洲国际混凝土委员会CEB和国际预应力混凝土协会FIP中提到过峰值应力σpeak与峰值轴向应变εpeak的比值的意义。其实峰值应力σpeak与峰值轴向应变εpeak的比值在混凝土的应力-应变关系曲线图上相对其他几种模量可以直观的确定。本文将峰值应力σpeak与峰值轴向应变εpeak的比值定义为一种特殊的变形模量即视模量。视模量的关系式将在下面给出。3.1.1.1混凝土的弹性模量此处所说的混凝土的弹性模量实质上是混凝土的初始弹性模量，它与混凝土弹性模量在数值上近似相等。混凝土在混凝土试样单轴试验的应力-应变关系曲线上做原点处的切线，此切线的斜率即可看做混凝土的初始弹性模量E0（原点切线模量）如图3.1所示，OA直线的斜率，OA与x轴的夹角为α0，E0的计算公式见式3.1.2：E0=tanα0（3.1.2式中：α0为图3.1中直线OA与x轴的夹角。中国建筑科学研究院对混凝土试验块做了大量试验来研究分析混凝土弹性模量，给出了混凝土弹性模量与相应的立方体抗压强度标准值ƒcu之间的关系：E0=105/(2.2+34.7/ƒcu,k)（3.1.3欧洲国际混凝土委员会CEB和国际预应力混凝土协会FIP也给出了混凝土弹性模量与相应的圆柱体抗压强度标准值ƒc之间的关系式。其关系式与中国建筑科学研究院给出的关系式还是有一定的差异[5]。3.1.1.2混凝土的切线模量随着应力的逐渐大混凝土已进入了下一阶段（即弹塑性阶段），起先的变形模量（初始的弹性模量E0）已不能准确反映这时的混凝土试样的应力-应变关系。因此应采用切线模量Es来反映混凝土的应力-应变情况，如在应力-应变曲线图上所示，在曲线上任一点处做切线NM，直线NM的斜率即为该点的切线模量，记为Es，表达式为:Es=tanα=dσ/dεQUOTE（3.1.4）混凝土的切线模量是一个随着混凝土强度等级增大而减小的变值。应力很小时，其值与混凝土的初始弹性模量近似相等；而在应力-应变曲线的峰值点，其值为零。在混凝土应力-应变关系曲线的上升段，切线模量为正值。3.1.1.3混凝土的割线模量对于这个变形模量，规范及许多学者已给出了很明确的概念[6-8]。原点O至曲线任一点B处直线OB的斜率，称为任意点的割线模量Es’或变形模量。它的表达式为：Es’=tanα1=λE0(3.1.5式中：λ为混凝土的受压变形塑形系数。λ与混凝土所受应力的大小有关，其值可由应力-应变曲线方程计算确定，它随应变的增大而单调减小[7]。3.1.1.4混凝土视模量混凝土应力-应变关系曲线上可以准确的确定峰值应力σpeak的值和峰值轴向应变εpeak的值。视模量实际上就是混凝土轴向应力达到峰值应力σpeak与其对应的轴向应变（峰值轴向应变εpeak）时的坐标与原点O连线OC所确定斜率。公式如3.1.6：EL=tanα2=σpeak/εpeak（3.1.6）不同围压下不同强度等级混凝土对应的最大轴向（偏压）应力-轴向应变关系曲线见图3.128。3.1.2桩身混凝土围压为0MPa时试验数据围压为0MPa时混凝土试验应力-应变关系曲线图如下：图3.2C21混凝土应力-应变关系曲线图3.3C22混凝土应力-应变关系曲线图3.4C23混凝土应力-应变关系曲线图3.5C24混凝土应力-应变关系曲线图3.6C25混凝土应力-应变关系曲线图3.7C26混凝土应力-应变关系曲线图3.8C27混凝土应力-应变关系曲线图3.9C28混凝土应力-应变关系曲线图3.10C29混凝土应力-应变关系曲线图3.11C30混凝土应力-应变关系曲线图3.12C31混凝土应力-应变关系曲线图3.13C32混凝土应力-应变关系曲线图3.14C33混凝土应力-应变关系曲线图3.15C34混凝土应力-应变关系曲线图3.16C35混凝土应力-应变关系曲线图3.17C36混凝土应力-应变关系曲线图3.18C37混凝土应力-应变关系曲线图3.19C38混凝土应力-应变关系曲线图3.20C39混凝土应力-应变关系曲线图3.21C40混凝土应力-应变关系曲线图3.22C41混凝土应力-应变关系曲线图3.23C42混凝土应力-应变关系曲线图3.24C43混凝土应力-应变关系曲线图3.25C44混凝土应力-应变关系曲线图3.26C45混凝土应力-应变关系曲线图3.27C46混凝土应力-应变关系曲线图3.28C47混凝土应力-应变关系曲线图3.29C48混凝土应力-应变关系曲线图3.30C49混凝土应力-应变关系曲线图3.31C50混凝土应力-应变关系曲线图3.32围压0MPa时C21~C50混凝土应力-应变关系曲线全图当围压为0MPa时的混凝土试验也就是混凝土单轴压缩试验。单轴抗压强度不仅是决定混凝土强度等级的唯一依据，还是确定最基本、最重要的力学特性指标，如初始弹性模量（E0）、峰值轴向应变（εpeak）、切线泊松比（ν）、延性指数、破坏形态、多轴强度和变形等的特征和数值的最主要因素和参数。从围压为0MPa混凝土单轴抗压试验得出的数据可以看出以下两点规律。随着混凝土等级的提高，混凝土材料的弹性模量（E0）、切线模量（ES）、割线模量（ES’）、峰值轴向应变（εpeak）和切线泊松比（ν）增加。3.2混凝土三轴试验数据在实际的桩基础工作情况中，桩身混凝土结构大部分处于两轴或三轴的复杂应力状态，只有极少情况下桩身混凝土处于单一的单轴压应力或拉应力状态。在设计或验算桩身混凝土结构的承载力时，如果采用混凝土的单轴抗压强度，其结果必然有以下两点：过低地给出多轴混凝土结构抗压强度，造成混凝土等材料的浪费；过高地估计多轴混凝土压应力状态的强度，埋下安全的隐患。因此研究复合应力状态下混凝土的破坏规律和强度，对经济合理利用混凝土的力学性能，保证钢筋混凝土结构的安全有重要意义。三轴受压状态下混凝土的强度比单轴受压状态下混凝土的强度要高出很多，这主要是由于围压效应所致。混凝土围压越大，其强度提高越显著。3.2.1桩身混凝土围压为5MPa时三轴试验数据围压为5MPa时混凝土的三轴试验应力-应变关系曲线图如下：图3.33C21混凝土应力-应变关系曲线图3.34C22混凝土应力-应变关系曲线图3.35C23混凝土应力-应变关系曲线图3.36C24混凝土应力-应变关系曲线图3.37C25混凝土应力-应变关系曲线图3.38C26混凝土应力-应变关系曲线图3.39C27混凝土应力-应变关系曲线图3.40C28混凝土应力-应变关系曲线图3.41C29混凝土应力-应变关系曲线图3.42C30混凝土应力-应变关系曲线图3.43C31混凝土应力-应变关系曲线图3.44C32混凝土应力-应变关系曲线图3.45C33混凝土应力-应变关系曲线图3.46C34混凝土应力-应变关系曲线图3.47C35混凝土应力-应变关系曲线图3.48C36混凝土应力-应变关系曲线图3.49C37混凝土应力-应变关系曲线图3.50C38混凝土应力-应变关系曲线图3.51C39混凝土应力-应变关系曲线图3.52C40混凝土应力-应变关系曲线图3.53C41混凝土应力-应变关系曲线图3.54C42混凝土应力-应变关系曲线图3.55C43混凝土应力-应变关系曲线图3.56C44混凝土应力-应变关系曲线图3.57C45混凝土应力-应变关系曲线图3.58C46混凝土应力-应变关系曲线图3.59C47混凝土应力-应变关系曲线图3.60C48混凝土应力-应变关系曲线图3.61C49混凝土应力-应变关系曲线图3.62C50混凝土应力-应变关系曲线图3.63围压5MPa时C21~C50混凝土应力-应变关系曲线全图从围压为5MPa混凝土假三轴抗压试验得出的数据可以看出以下两点规律。试验过程中围压增加到5MPa，混凝土材料的弹性模量（E0）、切线模量（ES）、割线模量（ES’）和切线泊松比（ν）呈现减小趋势，其中相比围压为0MPa时弹性模量（E0）降低了2.384~3.704GPa、切线泊松比降低了0.02~0.04。峰值应力（σpeak）和峰值轴向应变（εpeak）与围压为0MPa时相比分别增大了6.2~14.2MPa和0.000473~0.00072。3.2.2桩身混凝土围压为10MPa时试验数据围压为10MPa时混凝土的三轴试验应力-应变关系曲线图如下：图3.64C21混凝土应力-应变关系曲线图3.65C22混凝土应力-应变关系曲线图3.66C23混凝土应力-应变关系曲线图3.67C24混凝土应力-应变关系曲线图3.68C25混凝土应力-应变关系曲线图3.69C26混凝土应力-应变关系曲线图3.70C27混凝土应力-应变关系曲线图3.71C28混凝土应力-应变关系曲线图3.72C29混凝土应力-应变关系曲线图3.73C30混凝土应力-应变关系曲线图3.74C31混凝土应力-应变关系曲线图3.75C32混凝土应力-应变关系曲线图3.76C33混凝土应力-应变关系曲线图3.77C34混凝土应力-应变关系曲线图3.78C35混凝土应力-应变关系曲线图3.79C36混凝土应力-应变关系曲线图3.80C37混凝土应力-应变关系曲线图3.81C38混凝土应力-应变关系曲线图3.82C39混凝土应力-应变关系曲线图3.83C40混凝土应力-应变关系曲线图3.84C41混凝土应力-应变关系曲线图3.85C42混凝土应力-应变关系曲线图3.86C43混凝土应力-应变关系曲线图3.87C44混凝土应力-应变关系曲线图3.88C45混凝土应力-应变关系曲线图3.89C46混凝土应力-应变关系曲线图3.90C47混凝土应力-应变关系曲线图3.91C48混凝土应力-应变关系曲线图3.92C49混凝土应力-应变关系曲线图3.93C50混凝土应力-应变关系曲线图3.94围压10MPa时C21~C50混凝土应力-应变关系曲线全图围压继续增大到10MPa时，混凝土假三轴抗压试验数据显示的趋势与围压5MPa时试验数据显示的趋势相同。混凝土材料的弹性模量（E0）、切线模量（ES）、割线模量（ES’）和切线泊松比（ν）仍呈现减小趋势，峰值应力（σpeak）和峰值轴向应变（εpeak）继续呈现增大趋势。相比围压为5MPa时弹性模量（E0）降低了1.522~36.20GPa、切线泊松比降低了0.0171~0.02。峰值应力（σpeak）和峰值轴向应变（εpeak）与围压为5MPa时相比分别增大了12.7482~19.1568MPa和0.00047465~0.003106。相比围压为0MPa时弹性模量（E0）降低了3.924~7.324GPa、切线泊松比降低了0.031~0.06。峰值应力（σpeak）和峰值轴向应变（εpeak）与围压为0MPa时相比分别增大了21.16318~30.90095MPa和0.0003828~0.003828。3.2.3同种强度混凝土在不同围压下应力应变曲线比较综合上述三种围压情况，对同种强度等级混凝土在围压值为0MPa、5MPa、10MPa的情况下进行比较，如下图：图3.95不同围压情况下C21混凝土应力-应变关系曲线图3.96不同围压情况下C22混凝土应力-应变关系曲线图3.97不同围压情况下C23混凝土应力-应变关系曲线图3.24不同围压情况下C24混凝土应力-应变关系曲线图3.99不同围压情况下C25混凝土应力-应变关系曲线图3.100不同围压情况下C26混凝土应力-应变关系曲线图3.101不同围压情况下C27混凝土应力-应变关系曲线图3.102不同围压情况下C28混凝土应力-应变关系曲线图3.103不同围压情况下C29混凝土应力-应变关系曲线图3.104不同围压情况下C30混凝土应力-应变关系曲线图3.105不同围压情况下C31混凝土应力-应变关系曲线图3.106不同围压情况下C32混凝土应力-应变关系曲线图3.107不同围压情况下C33混凝土应力-应变关系曲线图3.108不同围压情况下C34混凝土应力-应变关系曲线图3.109不同围压情况下C35混凝土应力-应变关系曲线图3.110不同围压情况下C36混凝土应力-应变关系曲线图3.111不同围压情况下C37混凝土应力-应变关系曲线图3.112不同围压情况下C38混凝土应力-应变关系曲线图3.113不同围压情况下C39混凝土应力-应变关系曲线图3.114不同围压情况下C40混凝土应力-应变关系曲线图3.115不同围压情况下C41混凝土应力-应变关系曲线图3.116不同围压情况下C42混凝土应力-应变关系曲线图3.117不同围压情况下C43混凝土应力-应变关系曲线图3.118不同围压情况下C44混凝土应力-应变关系曲线图3.119不同围压情况下C45混凝土应力-应变关系曲线图3.120不同围压情况下C46混凝土应力-应变关系曲线图3.121不同围压情况下C47混凝土应力-应变关系曲线图3.122不同围压情况下C48混凝土应力-应变关系曲线图3.123不同围压情况下C49混凝土应力-应变关系曲线图3.124不同围压情况下C50混凝土应力-应变关系曲线图3.125不同强度等级混凝土在不同围压的情况下初始切线模量数值变化曲线图3.126不同围压情况下不同强度等级混凝土对应的最大轴向（偏压）应力变化曲线图3.127不同强度等级混凝土在不同围压的情况下切线泊松比初始值变化曲线图3.128不同围压下不同强度等级混凝土峰值应力对应的峰值应变图3.129不同围压情况下不同强度等级混凝土对应的最大轴向（偏压）应力-环向应变关系曲3.3小结从总体趋势来看，砼为围压敏感性材料，随着围压的升高，其抗压强度明显提高。这是由于对混凝土试验块加设围压是混凝土材料内部的裂隙、气泡、水泥和集料接触面处应力集中现象减小，只是微裂隙难以发展以至贯通。混凝土强度等级对混凝土材料的围压效应有一定的影响。当混凝土强度等级较低时，围压使混凝土的强度增长较为明显，反之时相对较弱。对比三种不同围压试验数据可知，在围压增大的趋势下，混凝土试验块的弹性模量（E0）、切线模量（ES）、割线模量（ES’）和切线泊松比（ν）呈现出减小的趋势；峰值应力（σpeak）和峰值轴向应变（εpeak）继续呈现增大趋势。其增大与减小值已在上述数据中有所体现。在整个试验过程中，混凝土试件体积先呈减小趋势后呈增大趋势，在10MPa围压情况下，最小体积处应力与峰值应力非常接近[8-20]。混凝土试验块在初始弹性阶段，其切线泊松比值基本保持不变，随着荷载进一步增加至60%~65%极限荷载时切线泊松比值开始增大，约在极限荷载的80%~90%是切线泊松比值增大趋势明显，之后随着荷载的增大，切线泊松比值进一步增大。

4混凝土在桩基础中的应用4.1桩基础的研究现状4.1.1连续介子力学方法连续介质力学方法是基于连续介质力学理论及其框架来建立桩基力学特性分析的数学模型，其中，桩基和土体的材料可以是弹性、黏弹性和弹塑性材料等。这种理论和方法概念清晰、理论性强，因而得到比较广泛的认同。Tajimi[21]首先采用连续体模型模拟土体，在以后的一段时间里许多学者对这一理论方法做了更多研究。Mattes和Poulos假设土体为连续弹性体，在弹性半空间中求得了竖直和水平单位荷载作用下土体位移的Mindlin积分解，并讨论了基桩的力学特征。Novak[22]基于平面应变假设，将土体看成线性黏弹性半空间，首先运用连续介质力学理论，研究了在线性黏弹性土体的假设下桩-土的相互作用，并在气候的文献中进一步发展和完善了这一理论。Novak和Aoul-Ella在假设桩-土完全接触不分离和小变形等条件下，求得了桩周土体的动刚度和阻尼参数的表达式。Kuhlemeyer[23]对土体模型进行了讨论，给出了桩基纵向振动复刚度，并将所得到的解析结果和有限元计算结果做了对比。结果显示，在工程上感兴趣的频率范围内，二者吻合较好。Novak和EISharnouby认为，在一定条件下，Novak的土体平面应变模型可以被常系数黏滞阻尼和频率无关线性弹簧并联（Vogit体和Maxwell体）模型近似等效代替。Anestis[24]在Novak模型的基础上提出了非线性黏弹性模型，得到了在非线性黏弹性情况下桩-土的互相作用。Roesset[25]基于土体的非线性均匀假设，对桩基进行了动力学及参数的研究，并发展了相应的有限元方法。Aboal-Ella[26]将土的均匀平面应变方法推广到层状介质，得到了一个既简单又多用途的解。Nogami和Novak在考虑了桩-土纵向共同作用的基础上，假设桩周土体无径向位移，波同时从桩基表面以纯剪切波的形式向桩周土体径向辐射传播，桩头为刚体支撑，求得了桩基、土体复刚度及其位移和频率的表达式。Rajapakse[27]采用格林函数法分析了弹性半空间中桩基和土体的动力学特性。Poulos和Davis研究了土体的屈服、土体的有限深度和非均匀土层对桩基力学特性的影响。Sen等、Kishnan等、Rajapakse和Shah、Mamoom等也分别用解析法或数值方法研究了在成层土或非均匀土的条件下桩基的简谐振动。Liu和Novak采用有限元方法分析了横观各向异性成层土中桩基的动力响应。Chow[28]和宫全美将一维桩基和土体的Mindlin积分解耦合求解了桩基的力学特性。Xu和Poulos总结了运用弹性理论来求解单桩和群桩的计算方法。Koo等研究了在SH波下，桩-土-结构间的相互作用。Chau和Yang在此基础上研究了具有差异性的两桩之间的线性相互作用因子。Wong和Poulos假设嵌岩桩桩周土体的内层土是非线性的，而内层土之外的土体为线性黏弹性土体，建立了一种分析圆柱型桩基在水平振动下的桩-土非线性相互作用下的力学模型。程昌鈞等将桩-土系统看成一个嵌入桩基的黏弹性半空间，在空间柱坐标系中建立了非线性桩-土相互作用的数学模型，并在频域内研究了水平振动下桩基的非线性动力学特性，考察了参数对桩基动力学特性的影响。研究发现，在竖向荷载作用下，桩基将可能发生失稳。Hik-met[29]将土体看成无限延伸的土体片，研究了在组合荷载作用下，半刚性连接和部分埋入桩的自由振动。近年来，胡育佳[30]等分别在土体的材料非线性和几何非线性的条件下，把桩-土系统看成是一个无限大的圆柱形弹性介质中嵌入圆截面桩基，并将其作为一个整体利用弹性力学的理论建立该耦合系统非线性力学行为分析的数学模型，其中在桩-土系统的连接面上，桩基和土体的位移和应力满足适当的连接条件。提出了求解这类具有间断性条件的空间轴对称桩-土耦合系统的控制方程的无网格Galerkin方法（elementsfreeGalerkinmethod，EFGM）、微分求积法（differentialquadraturemethod,DQM），并求得了几何非线性条件下，层状介质中桩-土耦合系统的DQEM解。随着多孔连续介质力学理论的深入研究，饱和土和非饱和土中桩基力学行为的研究也开始受到越来越多研究者和工程师关注。早期，饱和土中桩基力学行为的研究大都将饱和土近似为泊松比为0.5的单向介质，Apirathvorakij[31]应用Biot固结理论分析了饱和土中桩基横向变形的初始值和终值两种极限情况。比较系统研究饱和土中桩基力学行为是近十年才开始的。Zeng和Rjapakse首先在频域内研究了饱和土垂直受载单桩的动力影响，王建华等研究了土体固结和流变对垂直振动桩的影响，李强等给出了饱和土中桩基纵向振动负阻抗的解析解，Jin等、陆建飞和王建华、陆建飞研究了饱和土中单桩水平运动的动力行为，杨军等给出了饱和土中水平振动桩辐射阻尼的一个简化算法。研究发现，土-桩界面间的渗透率对桩基刚度有显著的影响；桩基附近的孔隙水压依赖于桩间距和上部结构质量等因素，孔隙水压即可大于，也可小于自由场处的孔隙水压。王成[32]将连续介质力学的建模方法进一步推广到流体饱和多孔弹性和黏弹性土中桩基力学行为分析，建立了流体饱和多孔弹性土中桩基力学行为分析的数学模型，并分析了流体饱和多孔弹性土中端承桩的动力学特性。4.1.2地基相应法地基响应法是将桩基看成一种梁-柱结构，土体对桩基的作用力表述为一系列的方程，包括各种广义Winkler地基模型、地基反力系数法等。Winkler地基模型是把桩周的土体离散为一个个单独作用的弹簧，某一弹簧受力时，仅该弹簧发生与作用力成正比的压缩而与其他弹簧无关。这种把地基看成非连续介质且地基反力系数在整个位移过程中均为常数的假定虽和实际不太符合，但与其他一些较复杂的解析方法相比较，在许多情况下，特别是当基础的容许位移较小时，这种方法仍可得出比较接近实际的结果。当桩基的位移比较大时，土体的非线性变得突出，这时土体的反力与位移之间的线性关系假设不再成立，而且随着荷载的增大，线弹性地基反力法也不能准确地反映桩-土之间的相互作用，不能反映出最大弯矩所在位置向桩体深度方向发展的规律，从而推动了Winkler模型的发展，出现了各种广义的Winkler模型，这些模型的出现，在很大程度上能够更准确地描述土体对桩基的作用。胡安峰和谢康和基于广义动力Winkler模型研究了水平荷载下单桩的动力响应。黄茂松等采用广义动力Winkler模型模拟了桩-土间的动力相互作用，并采用传递矩阵法考虑了土体的分层特性，研究了层状地基中群桩的水平振动特性。基于Winkler地基模型的研究思路，Cai和Wang在孤立子内波引起的荷载的作用下，研究了桩基的动力学特性，这种分析方法可以用来研究在波浪力作用下平台桩的动力学特性。Nogami和Novak、EINaggar和Novak相续对动力Winkler地基模型开展了一些研究。他们认为，该模型的局限性是仅通过水平弹簧和水平阻尼器来考虑土体对桩基的动力作用，较难反映土体中应力波的传播及软化、液化等土体动力学形状变化。最近，Hu等将广义Winkler模型系统地推广用来研究非线性弹性、黏弹性、弹塑性地基上具有初始位移和间断性条件的桩基大变形分析的静动动力学响应问题，得到了以下有益的结论。基于广义Winkler模型的桩基非线性动力学特性研究也越来越受到研究者的关注，Matlock和Reese等考虑到土体抗力集度P的非线性特点，提出了反力挠度曲线法，即P-Y曲线法，并被列入美国API规范。P-Y曲线是指在水平力作用下，地面某深度z处土体的反力P与该点桩基挠度Y之间的关系曲线，他中和反应了桩周土体的非线性、桩基的刚度和外荷载作用的性质等特点，P-Y曲线能如实地把地基的非线性性质，以及由土体地表开始的进行性破坏现象反映到桩基的计算中，P-Y曲线不仅可应用于静力的短期荷载和循环的反复荷载，也适用于任意尺寸、刚度和嵌固状态的桩基，在发生了弹性变形以至产生塑性变形和达到或超过剪切破坏时的内力和变位计算。在海域工程结构中，P-Y曲线法已有较广泛的应用，它克服了单一参数法计算水平承载力，所得挠度、转角和桩身最大弯矩不能同时与桩基的实测数据和边界条件很好吻合的缺点，解决了桩基发生大变位时土压力和位移呈线性关系的求解方法和土体的实际非线性反映不相适应的问题，能比较全面地反映桩基的工作性状。一般要求，由P-Y曲线法求得的桩基变位或内力应同弹性力学方法求得的结果相协调，还应使地基反力系数法所用的地基反力系数同由P-Y曲线求得的土模量一致。P-Y曲线法认为沿桩身各深度处，可根据土体的实际情况确定出土体抗力集度P与挠度Y之间的非线性关系曲线。由于这种方法是根据模拟实际桩-土相互作用提出的，关键问题是建立彝族P-Y曲线。Reese等、O’Neill等通过由经验或试验得到的土体对桩基的特殊曲线来描述土体的非线性作用，对桩-土的非线性行为进行了研究。O’Neill等、Bogard和Matlock、Brown等提出和改进了修正的地基相应法。Kraft等、Gazioglous和O’Neill[64]试图得到一些理论曲线来描述不同性质的土层。Nogami等提出了传递矩阵法。Focht和Koch将P-Y曲线与弹性理论结合起来，利用P-Y曲线法计算单桩的水平位移并考虑桩-土荷载位移关系的非线性性质，利用弹性理论考查群桩中各桩的相互作用。由于Pocht-Koch-Poulos综合法理论性强，因而不失为一种计算群桩力学特性的方法。1984年，田平和王惠初等利用上海近郊的饱和粘性土完成了一些列不同尺度的受横向荷载桩的现场试验，提出了黏土中横向静载P-Y曲线新的统一法和黏土中横向周期荷载桩的P-Y曲线统一法。章连洋和陈竹昌等通过室内模型试验，讨论了黏性土中P-Y曲线的计算方法。程泽坤基于P-Y曲线法考虑桩-土相互作用的高桩结构物，对水平力作用下高桩结构物进行了分析。胡立万等用P-Y曲线法计算了板桩结构。杨国平和张志明对大变位条件下水平受力桩的P-Y曲线进行了研究。4.1.3数值计算方法主要的数值计算方法有以下方法：有限元方法；样条有限元方法；边界元方法；以上相组合得到的混合方法。对于动力学问题，还经常采用各种类型的摄动法、复模态分析法、多时间尺度法、Galerkin平均化方法以及非线性动力系统中的方法等。Buteerfield和Banerjee应用Mindlin基本解建立了弹性土体的边界积分方程，并应用边界元求解了桩-土相互作用的问题。Ellison等、Christiano等、Faruque和Desai利用有限元方法研究了轴向力作用下桩及的力学特性问题。Muqtadir和Ddsai利用三维有限元模型求解了双曲型本构模型条件下桩-土的相互作用。Kuhlemeyer首先在频域内利用有限元方法对线弹性桩-土系统的动力响应问题进行了分析。Angelides等发展了这种有限元方法，在一定的条件下提出非线性黏弹性的线性化计算方法，并对非线性桩-土系统进行了研究。Aristonous利用有限元方法系统研究了在弹塑性模型下桩土滑移、间隙等对桩-土相互作用的影响。Poulos、Poulos和Davis在侧向循环荷载作用于桩头的条件下研究了非线性土体对桩基动力相应的影响，在桩基附近区域采用有限元模型，而在稍远处则采用一致边界矩阵来体现辐射效果，同时采用一种等效线性化技术来估计土性随应变水平的变化。Makris和Gazetas、Kimura等、Badoni和Makris、Wu和Finn、Guin和Banerjee、Akihiko等利用有限元方法对群桩问题、水平力作用下的桩基力学等问题进行了研究，取得了一些列的研究成果。赵振东等分析了桩头作用有侧向脉冲动荷载时桩-土体系的非线性动力学性质，采用了一个三维显式有限元程序DYNA3D来计算单桩的动力响应。Hsueh等用有限元程序ABAQUS分析了非线性桩-土-结构体系的横向运动特性。Liyanapathirana和Poulos利用有限元方法进行了液化土中桩的地震性能分析。Liu等用有限元方法进行了柔性群桩和土之间互相作用的非线性分析。Anandarajah等用现场试验资料，结合等效线性有限元方法分析了桩和土之间相互作用。Tang和Sato用H-adaptive有限元方法进行了桩基和土体非线性相互作用分析。傅徐东和称晓平运用非线性摄动随机有限元方法分析了单桩承载力的可靠度。Semih在空域内采用杂交边界元方法，时域内采用隐式差分格式，研究了在激励荷载作用下群桩的动力学特性。近年来，有人应用边界元-有限元耦合法，边界元-差分耦合法，有限元-无限元耦合法等联合求解了桩-土相互作用问题。4.1.4试验法由于地基-桩-结构动力相互作用问题，特别是液化地基-桩-结构动力相互作用问题的复杂性以及试验研究的困难，许多理论研究结果和数值模拟结果都得不到试验验证，难以直接指导工程设计。所以，如何用现场模型试验来验证理论研究成果显得十分的重要，这方面已经引起了许多研究者的重视，并已经取得了不少的研究成果。例如，Reese等、O’Neill等通过试验得到的土对桩的特殊曲线来描述土的非线性作用，根据试桩资料提出试桩地区P-Y曲线与室内及试验参数的关系，对桩-土的非线性进行了研究。为了描述非线性沿途阻抗-挠度的模型，1986年美国是有研究所根据黏土和砂土的试验结果得到的P-Y曲线，并指出了静态和循环加载的区别，成为人们广泛应用的结果。国内，田平和王惠初等、章连洋和陈竹昌也进行了相关的试验研究，给出了饱和黏性土和黏性土中P-Y曲线统一表示法和计算方法。Novak利用小模型桩进行了桩基动力特性试验研究。Nabil、Okahara等和Rollins等用试验方法研究了受横向荷载作用的砂土和黏土中桩基的力学特性。近几年来，国内外就结构-地基相互作用对结构地震反应的影响已进行了多方面的研究，尤其是大型离心机试验和模型振动台试验得到了较多的应用。在离心机模型试验研究方面，国内外学者对液化场地土-结构进行了大量的离心机模型试验。Brandenberg等、Funahara等、Yao等利用离心机及振动台模拟试验技术研究桩基工程特性、桩-土-结构动力相互作用等问题。Peter进行了动力离心机试验，结合FLAC软件老驴孔隙水压力的产生和消散，对其进行了有效应力数值分析。Kammerer等对不同密度、不同竖向力的砂土进行了单向和双向剪切试验。也有学者对液化土和非液化土层的土-结构相互作用体系进行了离心机模型试验，考虑了土体对单桩和群桩、静力学和动力学等多种因素的影响，并取得了一些有意义的结论。2007年，于玉贞和邓丽军利用土工离心机及振动台进行了砂土边坡的动力离心模型试验，研究抗滑桩加固边坡的地震响应和桩-土相互作用规律。由于模型振动台试验不存在离心机试验中的科里奥利效应问题，可以在较短的时间内进行为数较多的模型试验，以消除一些随机因素的影响，所以它是研究液化场地土-结构动力相互作用的一种新方法，受到国内外学术界的极大的关注，成为20世纪90年代桩-土-结构动力相互作用振动台试验是一个研究热点。由于LomaPrieta地震和Kobe地震中桩基的大量破坏进一步促进了动力相互作用的试验研究，不仅注重对试验装置和模型相似比的研究，而且越来越多地将试验结果和理论分析结果进行比较检验理论分析中性参数选取的合理性。在液化场地土-结构动力相互作用模型振动台试验研究方面，美国和日本两国的研究发展迅速。Tamura等在日本地震科学和防灾国家研究院进行了沙化砂土-结构相互作用体系大比例模型试验研究。日本和美国自1992年起合作进行了EDUS（Earth-quakeDamagetoUndergroundStructures）研究，并在第12届和第13届的WCEE上都有较多涉及液化模型振动台试验的论文。陈文化通过小型振动台模拟试验研究了有建筑物存在的饱和砂土地基液化问题。陈跃庆进行了上部结构-地基相互作用体系的振动台模型试验，以了解结构-地基动力相互作用的响应及规律。孟上九等设计了液化土-结构相互作用的振动台试验，包括地震波输入大型振动台试验和正弦波输入小型振动台试验，以揭示可液化地基上建筑物不均匀震陷的发生机制。苏栋和李相崧利用香港科技大学的双向振动台，以Toyoura砂为试验材料进行了饱和砂土自由场的地震响应研究。他们同时通过可液化土中单桩地震响应的离心机动力模型试验，观测了饱和砂土中单桩-结构在强震中的反应，并通过数值方法导出了桩-土水平相对位移和侧向土阻力的演变。凌贤长等采用大型振动台进行液化场地桩-土-桥梁结构震害响应应试验研究，分别进行了自由场地液化1：10模型振动台试验和非自由场地液化1：10模型振动台试验。他们以1976年唐山地震中倒塌的胜利桥的地基为原型，开展1：10的自由场地基液化的大型振动太模型试验和非自由场地液化的大型振动台模型试验研究，较好地再现了地震触发场地液化及结构破坏的各种宏观现象。凌贤长等基于Bockinghamπ定理，采用量纲分析方法，结合考虑模型与原型之间的材料变形、应力-应变本构关系及桩-土接触边界动力响应相似性，求解液化场地桩-土-桥梁结构动力相互作用振动台试验的模型设计相似关系。冯士伦等、冯士伦和王建华通过饱和砂土中桩基的振动台试验，获得了砂层液化时的桩身弯矩和桩顶重物的加速度，确定了液化土层中桩基的P-Y特征参数。黄春霞等采用自行研制的简易单向专用振动台和大型叠层剪切变形模型完成了2个饱和砂土地基模型的3次振动台试验，验证了模型箱的性能和模型地基内部的均匀性。武思宇等进行了刚性桩基复合地基1：10比尺的振动台试验，研究了刚性桩复合地基的抗震性能，用柔性容器较好地解决模型试验的边界问题，模型中采用了在基础底板施加竖向力，在结构上附加阻尼器等措施，较好地解决了模型与原型难以相似的问题。李培振等进行了液化场地自由场振动台试验，试验中再现了液化场地的震害现象。4.2新本构模型的阐述4.2.1新的本构模型概念本文采用一种新的本构模型，此模型是由卢应发教授在大量的室内试验和现场实测基础上首先提出来的。此理论首次提出将岩土体荷载与位移特征曲线划分为三种类型，并定义了高地应力的判别标准。新的本构模型仅利用三个材料力学参数即可对不同轴压力、不同围压下的应力与应变变化的全过程特征进行详细描述。新的本构模型不单单可以描述单一强度混凝土材料的力学特征，也可以对多种强度混凝土材料组成桩身和两种不同强度混凝土材料界面等的力学特性进行描述。此种新的本构模型认为岩土体的力学特性与桩的荷载传递特性是有某种紧密联系的。目前国内外都把岩土荷载-位移特性划分成两个区域如图4.1所示的ⅰ型和ⅱ型。在低围压的情况下把岩土体的荷载-位移特性划分成这两个区域是可行的，而在高围压的情况下岩土体的荷载-位移特性曲线没有明显的峰值应力。因此为决绝这一问题新的本构模型将ⅰ型再细划分为ⅰ型和ⅲ型两个区域，如图4.2所示。图中竖直虚线表示ⅰ型和ⅱ型的分界线而水平虚线表示ⅰ型和ⅲ型的分界线。对于ⅱ型的荷载与位移关系曲线，只有在单向位移控制的条件下才有可能产生，往往脆性岩石出现这种曲线特征，数值计算时将这种力学特性简化为弹脆性模型加以计算。在室内和现场试验情况下，当法向压力较大时，荷载与位移呈现出ⅲ型特征关系，因而可将ⅰ型和ⅲ型之间的虚线称之为临界围压线（或面），也可以将此应力线（或面）定义为判断高地应力的标准。这种定义对于土体、软岩及硬岩富有着不同的特征，土体往往上千帕就可以定义为高地应力，软岩可达兆帕至几十兆帕不等，硬质岩体可以达到几十甚至上百兆帕。图4.1岩土体荷载与位移曲线类型图4.2推广的岩土体荷载与位移曲线类型新本构模型认为对于桩基础而言，其桩上部一般都是黏性土体，且侧向压力较小，荷载与位移曲线特征与ⅰ型曲线特征十分的相似。淤泥层其特征与黏土层特征几乎一样，粉砂、中砂、粗砂及卵石层荷载与位移曲线特征大多与ⅲ型曲线特征相似。桩基础的承载力主要来自于桩侧阻力和桩端反力，桩-土间产生相对位移是桩侧阻力发挥的前提。在加载的开始阶段，桩-土相对位移较小，其应力-应变呈直线关系，到达极限位移之后，剪应力不再增加而趋于定值。对于密实的砂土或超压密的黏土，由于剪胀性及应变软化结的果，剪应力出现峰值。桩侧阻力是桩承载力的一部分，其力的传递是由上向下发生作用，也与桩身刚度相关。桩身刚度越大时，在较小的荷载作用下，桩身传递的位移范围越大，即在相对较小的荷载作用下，其位移传递到桩端的可能性越大；桩身刚度较小时，桩-土相互作用较完全，即位于桩上部的岩土体容易发生破坏，其破坏土体由上部向下部发展；当桩身较长和刚度较小时，桩端反力发生作用时，在较小围压作用下的桩侧土体大部分将发生破坏。桩顶荷载由桩侧阻力和桩端阻力共同承担，而桩顶沉降量S由桩身变形△p和桩端地基变形△r两部分组成，桩身变形△p由摩擦力产生的桩身变形△pf和端承力产生的桩身变形△pr两部分组成，即摩擦力产生的桩身变形和端承力产生的桩身变形，完全通过桩身的荷载与变形关系曲线反映出来。采用新本构理论对其加以描述，在某级荷载作用下，桩端地基变形△r即为桩顶沉降量S与桩身变形△p之差，可用下式表达：S=+△p；△p=△pf+△pr(4.2.1△r=S-△p；△r=ƒ（Pb，βi）式中：Pb为桩端施加于桩端介质的荷载；βi为描述桩端介质力学特性参数。新的本构理论认为岩土体荷载-位移关系曲线具有图4.2的基本特征，随着围压或法向应力的提升或降低出现了ⅰ型和ⅲ型曲线特征，为了描述这种曲线特征，新本构理论只需三个参数即可对其行为特征进行描述，如切线模量、割线模量、峰值应力（或荷载）、和残余应力（或荷载）等。提出了新的本构方程为σ=Eε[1+ε2/S]ρS>0(4.2.-1<ρ≤0∩1+2ρ≠0式中：σ、ε分别代表着材料的应力和应变，其中压应力为正，拉应力为负，σ的量纲为Mpa，ε为无量纲参数；E、S、ρ分别为材料的力学特征参数，E的量纲为Mpa，S和ρ为无量纲参数。在某种特定围压或法向应力下，新的本构方程具有以下几点特征:当σ=0，ε=0时，即没有应力就没有应变；当ρ=0时，与一维线弹性胡克定理相一致；当ρ=-0.5时，此时应变可以达到无穷大，呈现出理想的弹塑性状态；当-0.5<ρ<0时，此时应力与应变关系呈现出ⅲ型曲线特征；在ⅰ型曲线情况下，-1<ρ≤0；əσ/əε=0,且对应于峰值应力点（或面），则有S+(1+2ρ)ε2peak=0(4.2.此式4.2.εpeak=[-S/(2ρ+1)]1/2(4.2.式中：εpeak为峰值应力点所对应的应变。在曲线任一点的切线模量为əσ/əε=[E(1+ε2/S)(ρ-1)+E(1+2ρ)(1+ε2/S)(ρ-1)ε2]/S(4.2.即当ε=0时，该点的切线模量等于E0，当ε→∞时，其切线模量等于0。当已知峰值应力面和残余应力面之间任一面的切线弹性模量Epast和应变εpast时，方程为Epast/E=(1+ε2past/S)ρ-1[1+(1+2ρ)ε2past/S](4.2.图4.3新的本构理论的曲线特征新的本构理论其曲线特征如图4.3所示。由图可见，新的本构理论可以描述ⅰ型和ⅲ型的基本力学特性，在ⅰ型和ⅲ型过渡区域（见图4.2中虚线）也可以被加以表征，另外，它可以描述初始弹性模量随围压（或法向压力）的变化而变化特征。对于钢筋混凝土基桩，一般基桩直径较大，混凝土等级较高，其基桩桩身可以采用ρ=0的本构模型，即线弹性模型。对于桩侧土体与桩身的相互作用和桩端反力岩土体力学特性的计算模型，均可以采用新的本构理论加以描述，具体是：桩侧土体与桩身的相互作用本构理论可以采用-1＜ρ＜0的本构模型，桩端反力岩土体力学特性可以采用-0.5＜ρ＜0新的荷载位移模型。4.2.2桩荷载传递及沉降机制由于桩身可以采用ρ=0的本构模型，即线弹性模型。在某一级荷载作用下，桩身某一界面应变ε可以表达为：ε=σ/E(4.2.式中：σ为桩身截面应力；E为桩身材料的弹性模量。基于基本假设桩身钢筋混凝土材料为均质各向同性的，因此可以近似认为，一段hi桩身截面应变变化是线性的，某段桩身的应变是桩身两端截面应变的平均值，某段桩身的应变ε可以表示为：ε=(εi+εj)/2(4.2.式中：εi为桩身上截面应变；εj为桩身下截面应变。基于以上假设与公式，某段桩身的变形量可以由线应变公式推导得出，某段桩身的变形量Δ’pf可表示为：Δ’pf=εhi(4.2.综合以上公式，在一级荷载作用下某段桩身的变形量Δ’pf为：Δ’pf=(Ni+Nj)hi/2EAi(4.2.式中：Ni、Nj分别为某段桩身的上下截面轴向应力；hi为某段桩身的长度；Ai为桩的截面积。对于处理某一地层桩身的总变形量，即为处于该地层不同段桩身变形量之和：，桩端沉降量Δr等于桩顶下沉量与桩身变形之差。对于某段桩身的单位摩擦力fi,m（该段地层抗剪力），可以由下式求得：fi,m=(Ni-1–Ni)/πDhi(4.2.式中：Ni-1为桩身上截面轴力；Ni为桩身下截面轴力；D为桩身直径。对于某段桩身对应地层剪应力,fi，m，可以利用本文本构理论加以描述，表述如下：fi,m=Ei,mεi,m[1+εi,m/Sm]ρm(4.2.式中：fi，m为某段桩身对应地层剪应力；Ei，m、εi，m分别为某段桩身对应地层弹性模量及应变（或视应变）；Sm、ρm分别为某段桩身对应地层物理力学参数，该本构模型的3个参数（Ei，m，Sm，ρm）由试验确定。Fi，m、Ei，m量纲为MPa，其他为无量纲参数。对于桩底岩土层反力可由式（4.2.13）描述：fd=EdΔd[1+Δ2d/Sd]ρd(4.2.式中：fd为桩底岩土层反力；Ed、△d分别为试验结果对应的初始单位长度弹性模量和变形；Sd、ρd分别为桩底地层物理力学参数，该本构模型的3个参数（Ed、Sd、ρd）由试验确定，fd、Ed、△d、Sd量纲分别为MPa,MPa/mm，mm，其他为无量纲参数[33-42]。4.3新本构理论在实际工程中的实例分析卢应发，路韬，周建军，吴新星等人对厦深铁路线潮汕段长沙湾特大桥的268#桥墩5#试桩荷载位移传递模型应用新的本构理论进行了数值试验。本文为了证明多种强度混凝土连续浇筑桩基础应用新本构理论数值模拟可以满足现实施工要求，下面对厦深铁路线潮汕段长沙湾特大桥的268#桥墩5#试桩应用ABAQUS大型有限元软件进行数值模拟。厦深铁路线潮汕段长沙湾特