陳 剛， 周 清 暉， 徐 銓 彪， 龔 順 風(fēng)*， 肖 志 斌， 劉 承 斌

( 1.浙江大學(xué) 土木工程系， 浙江 杭州 310058；2.浙江大學(xué) 建筑設(shè)計研究院有限公司， 浙江 杭州 310028 )

0 引 言

預(yù)應(yīng)力高強混凝土管樁具有樁身豎向承載力高、生產(chǎn)施工便捷、經(jīng)濟性突出等方面的優(yōu)點，但其縱筋預(yù)應(yīng)力鋼棒延性較差，導(dǎo)致管樁整體抵抗水平作用能力有限[1-2]．本文針對預(yù)應(yīng)力鋼絞線的張拉錨固、鋼筋籠的制作等方面運用一系列創(chuàng)新工藝[3-6]，通過配置預(yù)應(yīng)力鋼絞線代替預(yù)應(yīng)力鋼棒研發(fā)預(yù)應(yīng)力鋼絞線超高強混凝土管樁，并在此基礎(chǔ)上額外配置非預(yù)應(yīng)力筋研發(fā)復(fù)合配筋超高強混凝土管樁．

目前對于單樁豎向抗壓承載力的研究主要集中在實際工作環(huán)境中，即考慮樁與土的相互作用關(guān)系，而對足尺樁的樁身承載力與破壞形式的研究較少．董全楊等[7]通過靜載試驗和數(shù)值模擬研究新型帶肋預(yù)應(yīng)力混凝土管樁抗壓承載性能，對相同外徑的直型樁與帶肋樁進行現(xiàn)場靜載試驗，分析肋部厚度、間距等參數(shù)對于新型帶肋樁抗壓承載力的影響，提出新型帶肋樁極限抗壓承載力的建議計算公式．周佳錦等[8-9]通過現(xiàn)場抗壓靜載試驗和數(shù)值模擬方法，對靜鉆根植竹節(jié)樁荷載傳遞機理及抗壓承載性能進行研究，得出不同設(shè)計參數(shù)對于竹節(jié)樁抗壓承載力的影響．施誠等[10]通過數(shù)值分析對比預(yù)應(yīng)力高強混凝土管樁(PHC管樁)、高強混凝土薄壁鋼管樁(TSC管樁)及PHC-TSC組合樁的單軸受壓性能，得到抗壓承載力和應(yīng)力-應(yīng)變曲線，結(jié)果表明組合樁的抗壓承載力顯著大于二者單獨作用下抗壓承載力的疊加．徐銓彪等[11]對復(fù)合配筋混凝土預(yù)制方樁樁身進行了軸壓試驗，指出復(fù)合配筋混凝土預(yù)制方樁存在軸壓破壞與局壓破壞兩種破壞形式，其抗壓承載力宜采用《建筑地基基礎(chǔ)設(shè)計規(guī)范》(GB 50007—2011)的公式進行計算．

本文依據(jù)工程中常用的預(yù)應(yīng)力混凝土管樁尺寸，選取外徑400 mm和500 mm的兩種樁型的兩根預(yù)應(yīng)力鋼絞線超高強混凝土管樁(下稱鋼絞線樁)和兩根預(yù)應(yīng)力鋼絞線復(fù)合配筋超高強混凝土管樁(下稱復(fù)合配筋樁)進行軸壓性能試驗．其中，鋼絞線樁編號為GJX400I95、GJX500I100，復(fù)合配筋樁編號為FHPJ400Ib95、FHPJ500Ib100．采用規(guī)范[12-15]公式計算管樁的樁身極限抗壓承載力，對比數(shù)值模擬結(jié)果與規(guī)范公式計算值，檢驗現(xiàn)行規(guī)范[12-15]對鋼絞線樁與復(fù)合配筋樁的適用性．結(jié)合有限元軟件ABAQUS建立相應(yīng)的數(shù)值模型，對比數(shù)值模擬與試驗得到的樁身極限軸壓承載力，驗證數(shù)值模型的可靠性并通過數(shù)值模型分析鋼絞線樁與復(fù)合配筋樁在軸壓荷載下的破壞特征、抗壓承載力與極限軸壓變形，為該新型管樁的設(shè)計和工程推廣應(yīng)用提供參考．

1 軸向抗壓試驗

1.1 試驗概況

本次試驗重點研究管樁樁身的軸壓性能，以試驗管樁混凝土壓碎破壞作為終止加載條件．試件的幾何尺寸及配筋詳見表1和圖1，其中D為管樁的外徑，Dp為預(yù)應(yīng)力鋼筋分布圓直徑，t為管樁壁厚，ρs為縱向鋼筋配筋率，σcon為預(yù)應(yīng)力鋼筋的張拉控制應(yīng)力，σce為混凝土有效預(yù)壓應(yīng)力．

試驗加載參考國家標(biāo)準(zhǔn)[16-17]，每根管樁試件長2.8 m，使用YAW-10000F型微機控制電液伺服多功能試驗機對管樁試件進行加載．管樁試件應(yīng)變片及位移計布置如圖2所示，其中應(yīng)變片均布置于混凝土上，測點位置位于長度方向1/4、1/2、3/4的截面上，每個截面沿樁身外周均勻布置4個應(yīng)變片，共12片；位移計布置于管樁兩側(cè)端板延伸位置，上下各2個，共4個．

表1 試件幾何尺寸和配筋規(guī)格

(a) 預(yù)應(yīng)力鋼絞線超高強混凝土管樁

(b) 預(yù)應(yīng)力鋼絞線復(fù)合配筋超高強混凝土管樁

(c) 管樁截面圖

圖1 管樁配筋示意圖

Fig.1 Reinforcement schematic diagram of pipe piles

(a) 管樁試件應(yīng)變片及位移計布置

(b) 試驗裝置

圖2 管樁試件軸向抗壓試驗加載示意圖

Fig.2 Loading sketch of axial compression test for pipe piles

1.2 材料力學(xué)性能

制作混凝土管樁試件的同時制作9個100 mm×100 mm×100 mm的立方體試塊，試塊養(yǎng)護條件與管樁試件養(yǎng)護條件完全相同，均采用高溫蒸汽養(yǎng)護，實測混凝土抗壓強度平均值fcu，10=109.4 MPa．根據(jù)柯曉軍[18]提出的換算公式進行計算，混凝土的標(biāo)準(zhǔn)立方體抗壓強度fcu、軸心抗壓強度fc與抗拉強度ft如表2所示．混凝土實測強度等級約為C100，屬于超高強混凝土．

表2 混凝土強度換算

表3 鋼筋材料參數(shù)

1.3 軸壓承載力計算公式

1.3.1 《建筑地基基礎(chǔ)設(shè)計規(guī)范》(GB 50007—2011) 樁身軸心受壓時極限抗壓承載力標(biāo)準(zhǔn)值的計算公式如下：

Pu=φc1fckA

(1)

式中：Pu為極限抗壓承載力標(biāo)準(zhǔn)值；φc1為工作條件對承載力的折減系數(shù)，取0.6；fck為混凝土軸心抗壓強度標(biāo)準(zhǔn)值；A為樁身截面面積．

1.3.2 《預(yù)應(yīng)力混凝土管樁》(10G409) 不考慮管樁受壓屈曲影響，樁身軸心受壓時，管樁極限抗壓承載力標(biāo)準(zhǔn)值應(yīng)符合下列規(guī)定：

Pu=φc2fckA

(2)

式中：φc2為考慮混凝土殘留預(yù)壓應(yīng)力影響和沉樁工藝影響的綜合折減系數(shù)，取0.7．

1.3.3 《建筑樁基技術(shù)設(shè)計規(guī)范》(JGJ 94—2008) 樁頂以下5d范圍內(nèi)的樁身螺旋箍筋間距不大于100 mm，且符合規(guī)范關(guān)于配筋直徑及間距等規(guī)定時，鋼筋混凝土軸心受壓下正截面抗壓承載力計算公式如下：

(3)

1.3.4 《混凝土結(jié)構(gòu)設(shè)計規(guī)范》(GB 50010—2010)

(4)

式中：φ為穩(wěn)定系數(shù)，試件管樁的計算長度l0與截面直徑D的比值均小于8，取值為1.0．

綜上，《建筑地基基礎(chǔ)設(shè)計規(guī)范》和《預(yù)應(yīng)力混凝土管樁》中樁身抗壓承載力計算公式僅考慮樁身混凝土抗壓承載力，兩者折減系數(shù)的取值不同，分別取0.6和0.7；《建筑樁基技術(shù)設(shè)計規(guī)范》和《混凝土結(jié)構(gòu)設(shè)計規(guī)范》考慮了樁身混凝土和縱筋的抗壓承載力，但前者折減系數(shù)為基樁成樁工藝系數(shù)φb，取值為0.85，后者折減系數(shù)為軸心受壓構(gòu)件穩(wěn)定系數(shù)φ，取值為1.0．

1.4 試驗結(jié)果與分析

圖3為各管樁試件的荷載-變形曲線，橫坐標(biāo)表示管樁試件軸向壓縮變形量S，縱坐標(biāo)表示試驗加載荷載P，圖中標(biāo)志點為各加載級．需要說明的是，F(xiàn)HPJ500Ib100試件荷載接近試驗機保護荷載9.5 MN時停止加載，此時尚未加載至荷載下降段，樁身未發(fā)生破壞．

全加載過程可以分為兩個階段：(1)加載開始直至荷載達到承載力峰值前，各管樁試件荷載-變形曲線基本呈線性變化，同一外徑的復(fù)合配筋管樁的抗壓剛度略大于鋼絞線樁的抗壓剛度．(2)當(dāng)荷載接近承載力峰值時，試件端部兩側(cè)裂縫的發(fā)展變得活躍，在數(shù)秒內(nèi)持續(xù)發(fā)出混凝土破裂、剝離的“噼啪”聲響；隨后樁身突然破壞，伴隨著一聲巨大響亮的爆破聲混凝土向四周崩射，縱筋屈曲外鼓，箍筋拉斷，管樁試件抗壓承載力驟降，破壞呈現(xiàn)出明顯的脆性．如圖4所示，各個試件破壞位置均位于兩端0.5 m處，且破壞斷面與水平線夾角約45°，呈現(xiàn)出一定的剪切破壞性質(zhì)．

(a) 外徑400 mm管樁試件

(b) 外徑500 mm管樁試件

圖3 試驗所測荷載-變形曲線

Fig.3 Experimental load-deformation curves

表4 管樁試件軸向抗壓性能對比

(a) GJX400I95

(b) FHPJ400Ib95

(c) GJX500I100

圖4 管樁試件破壞后變形形態(tài)

Fig.4 Deformation form of pipe pile specimens after failure

1.4.2 應(yīng)變發(fā)展 圖5為管樁試件混凝土荷載-應(yīng)變曲線．加載開始直至荷載達到承載力峰值前，各管樁試件測點荷載-應(yīng)變曲線基本均呈線性變化；當(dāng)荷載接近承載力峰值時，混凝土應(yīng)變明顯增大，荷載-應(yīng)變曲線不再呈線性關(guān)系，混凝土塑性變形快速發(fā)展，混凝土和受壓鋼筋之間出現(xiàn)應(yīng)力重分布，各管樁試件測點最大壓應(yīng)變的峰值均在(-2.4～-2.2)×10-3．

(a) GJX400I95

(b) FHPJ400Ib95

(c) GJX500I100

(d) FHPJ500Ib100

圖5 管樁試件截面混凝土應(yīng)變發(fā)展

Fig.5 Concrete strain development of cross-section for pipe pile specimens

2 數(shù)值模擬

2.1 計算模型

2.1.1 混凝土材料模型 由于超高強混凝土相對于普通混凝土具有良好的內(nèi)部孔隙和界面結(jié)構(gòu)，其彈性模量Ec、峰值應(yīng)變εcu以及泊松比νc相較于普通混凝土的均有所增大[18-21]．根據(jù)實測數(shù)據(jù)與經(jīng)驗公式參照，確定混凝土模型材料參數(shù)如表5所示．混凝土單軸受拉、受壓本構(gòu)模型采用Velasco建議的適用于高強混凝土的關(guān)系[22]，并采用混凝土損傷塑性模型進行模擬．

表5 混凝土模型材料參數(shù)

Velasco本構(gòu)將混凝土單軸受壓應(yīng)力-應(yīng)變曲線分為3段：線彈性段、塑性強化段及塑性下降段，如圖6所示，相應(yīng)的應(yīng)力-應(yīng)變關(guān)系表示為

(5)

式中：εc0為線彈性壓應(yīng)變終點，取0.001；εcu為峰值壓應(yīng)變；εcm為最大壓應(yīng)變，根據(jù)實測結(jié)果取值為0.004 5；η1和η2為經(jīng)驗參數(shù)，與本構(gòu)曲線光滑程度及收斂性有關(guān)，根據(jù)試算分別取值為1.434和1.650．

圖6 混凝土單軸受壓應(yīng)力-應(yīng)變曲線

混凝土單軸受拉應(yīng)力-應(yīng)變曲線采用4折線表示．如圖7所示，該模型上升段為線彈性段，斜率為彈性模量Ec，分別通過點(0，0)和(εt0，σt0)；下降段依次通過點(εt1，σt1)、(εt2，σt2)、(εtu，0)，σt1=kt1σt0，σt2=kt2σt0，εt1=(εtu-εt0)/c1，εt2=(εtu-εt0)/c2．其中，εt0為峰值拉應(yīng)變，εtu為極限拉應(yīng)變，σt0為混凝土單軸極限抗拉強度；kt1、kt2是描述混凝土拉伸軟化的經(jīng)驗參數(shù)，分別取值為0.33、0.1；c1、c2是比例系數(shù)，通過實測及收斂性試算確定二者取值分別為10、1.5．

圖7 混凝土單軸受拉應(yīng)力-應(yīng)變曲線

根據(jù)相關(guān)研究成果[18]結(jié)合實際試算，確定ABAQUS中混凝土損傷模型參數(shù)取值如下：膨脹角ψ=42°，黏性系數(shù)μ=0.000 1，偏移量參數(shù)=0.1，屈服常數(shù)Kc=0.666 7，雙軸與單軸受壓屈服應(yīng)力比σb0/σc0=1.16．

2.1.2 鋼筋材料模型 為了能充分描述鋼筋單調(diào)加載時的硬化、軟化現(xiàn)象，鋼筋應(yīng)力-應(yīng)變關(guān)系曲線采用Esmaeily-Xiao模型[23]，該模型本構(gòu)關(guān)系可表達為

(6)

式中：σ、ε分別表示鋼筋的應(yīng)力、應(yīng)變；Es為鋼筋的彈性模量；fy、εy分別表示鋼筋的屈服強度、屈服應(yīng)變；k1為鋼筋屈服臺階的屈服應(yīng)變和起點應(yīng)變之比；k2為鋼筋峰值應(yīng)變與屈服應(yīng)變之比；k4為鋼筋峰值應(yīng)力與屈服強度之比．根據(jù)鋼筋拉伸試驗數(shù)據(jù)，不同規(guī)格鋼筋材料參數(shù)取值如表6所示，k3為鋼筋極限應(yīng)變與屈服應(yīng)變之比．

2.1.3 有限元模型 采用ABAQUS軟件分別對鋼絞線樁和復(fù)合配筋樁建立有限元模型，有限元模型的幾何尺寸、配筋與試驗樁完全相同，如圖8所示．

表6 鋼筋模型材料參數(shù)

圖8 管樁試件有限元模型示意圖

以三維實體單元C3D8R描述樁身混凝土和端板，以兩節(jié)點桿單元T3D2描述鋼筋，并采用嵌入式約束埋植于混凝土中．通過網(wǎng)格尺寸的敏感性分析，將模型網(wǎng)格沿截面徑向劃分為10份，環(huán)向劃分為60份，長度方向網(wǎng)格大小為20 mm．

預(yù)應(yīng)力采用降溫法施加，降低預(yù)應(yīng)力鋼絞線的相對溫度使其發(fā)生收縮，由于預(yù)應(yīng)力鋼絞線與混凝土之間存在黏結(jié)關(guān)系，故使混凝土產(chǎn)生壓應(yīng)力．根據(jù)預(yù)應(yīng)力鋼絞線放張后的有效預(yù)拉應(yīng)力，通過公式ΔT=σ/Esα計算得到預(yù)應(yīng)力鋼絞線的降溫相對溫差．各管樁試件的鋼絞線放張后的有效預(yù)拉應(yīng)力σpe及相應(yīng)的降溫相對溫差ΔT如表7所示．

表7 數(shù)值模型中預(yù)應(yīng)力施加參數(shù)

2.2 模擬結(jié)果

2.2.1 極限承載力 基于上述建模方法和參數(shù)取值，對鋼絞線樁與復(fù)合配筋樁進行數(shù)值模擬分析得到荷載-變形曲線，如圖9所示．需要注意的是，為體現(xiàn)新型管樁的抗壓性能的可靠性，圖中一并給出尺寸及混凝土材料均相同的AB型PHC管樁的荷載-變形曲線以供參考．

將數(shù)值模擬結(jié)果與上文試驗加載過程的兩個階段對比可知：(1)對于線彈性段，模擬結(jié)果與試驗結(jié)果幾乎重合，管樁模型抗壓剛度與試件實測抗壓剛度非常接近．軸向壓力P與軸向壓縮變形量S基本呈正比例關(guān)系增長．(2)混凝土開裂后管樁立刻發(fā)生破壞，管樁抗壓承載力陡降，未出現(xiàn)明顯軟化段，脆性破壞特征明顯．

(a) 外徑400 mm管樁試件

(b) 外徑500 mm管樁試件

圖9 數(shù)值模擬中管樁試件荷載-變形曲線

Fig.9 Load-deformation curves of pipe pile specimens in numerical simulation

表8 軸向抗壓性能模擬值與試驗結(jié)果對比

2.2.2 破壞面 數(shù)值模擬分析中可用最大主塑性應(yīng)變分布來表征混凝土的變形情況，從而可以推斷裂縫開展以及破壞面位置．混凝土損傷塑性模型認(rèn)為最大主塑性應(yīng)變?yōu)檎禃r出現(xiàn)初始裂縫，且裂縫方向垂直于最大主塑性應(yīng)變方向[24]．圖10為各鋼絞線樁與復(fù)合配筋樁加載至極限荷載時最大主塑性應(yīng)變分布，4根管樁試件均在端部約0.5 m處出現(xiàn)45°斜裂縫，最大主塑性應(yīng)變達到(6.5～8.5)×10-4，達到極限荷載后塑性應(yīng)變迅速發(fā)展，并沿著該斜裂縫發(fā)生脆性破壞．

圖11為各鋼絞線樁與復(fù)合配筋樁破壞面附近箍筋的應(yīng)力隨軸向壓縮變形量變化曲線，由圖可知管樁未破壞前隨著軸向壓縮變形量的增加，箍筋應(yīng)力穩(wěn)步增長且增長幅度逐漸提高，混凝土破壞前箍筋應(yīng)力水平較低，隨著混凝土破壞、崩出，箍筋應(yīng)力出現(xiàn)陡增并迅速破壞，全過程箍筋處于被動受力狀態(tài)．

(a) GJX400I95

(a) 外徑400 mm管樁試件

(b) 外徑500 mm管樁試件

圖11 數(shù)值模擬中管樁試件箍筋應(yīng)力-變形曲線

Fig.11 Stirrups stress-deformation curves of pipe pile specimens in numerical simulation

3 結(jié) 論

(1)軸壓試驗中管樁破壞形式為全截面受壓破壞，混凝土首先壓碎，導(dǎo)致縱筋向外壓曲，箍筋拉斷．破壞位置均位于兩端0.5 m處，破壞斷面與水平線夾角約45°，呈現(xiàn)出一定的剪切破壞性質(zhì)．

(2)相同樁型的管樁試件達到峰值荷載前，鋼絞線樁和復(fù)合配筋樁的荷載-變形曲線均呈線性上升，未出現(xiàn)下降段，復(fù)合配筋樁抗壓剛度略大于鋼絞線樁抗壓剛度，破壞時呈現(xiàn)明顯的脆性特征．

(3)建立的數(shù)值模型可以合理地預(yù)測管樁從加載到開裂直至破壞的全過程．?dāng)?shù)值模擬得到的樁身極限軸壓承載力和極限軸壓變形與試驗結(jié)果吻合較好，相差在10%左右．

(4)管樁試件極限軸壓承載力試驗值、模擬值能夠滿足《建筑地基基礎(chǔ)設(shè)計規(guī)范》(GB 50007—2011)和《預(yù)應(yīng)力混凝土管樁》(10G409)的要求，并且與后者相差較小．新型管樁樁身的抗壓承載力建議按照10G409中公式進行計算．