陳再謙，帥世杰，蒲黍絛，張麗華，饒軍應(yīng)

(1.中國電建集團(tuán)貴陽勘測設(shè)計(jì)研究院有限公司 貴陽 550081；2.貴州大學(xué) 土木工程學(xué)院，貴陽 550025)

微型樁作為一種直徑小于300 mm的鉆孔灌注樁，樁體主要采用鋼管、鋼筋或型鋼等材料，鉆孔成型后以壓漿方式充填細(xì)石混凝土或水泥砂漿[1]。近年來在滑坡防治工程中，特別是滑坡應(yīng)急搶險(xiǎn)中，微型樁以其非開挖施工、對滑體擾動(dòng)小、樁位布置靈活、施工振動(dòng)小、對土層適應(yīng)性強(qiáng)、加固見效快等特點(diǎn)，備受工程師們青睞[2-4]。在滑體推力作用下，微型樁加固坡體主要依靠微型樁所提供的極限抗滑力，由兩部分組成，一是樁體發(fā)生彎曲變形來阻止滑體變形的抗彎能力，二是阻止滑體沿滑面滑動(dòng)的抗剪能力?，F(xiàn)有研究表明，微型樁的破壞模式正是滑面附近的彎曲與剪切相結(jié)合的破壞[5-7]。目前，微型單樁設(shè)計(jì)方法主要是懸臂樁法，微型群樁設(shè)計(jì)方法主要有“P-Y”曲線法、平面剛架法等多種，由于微型樁在實(shí)際工程應(yīng)用中組合形式多樣，加上復(fù)雜的樁土相互作用，至今設(shè)計(jì)、施工仍未規(guī)范化[8-10]。微型樁作為一種細(xì)長樁體，抗剪能力往往優(yōu)于抗彎能力，對于滑坡的滑坡體較厚者，滑體推力作用力臂較大，力矩也較大，往往較易達(dá)到微型樁的極限抗彎承載力[11-13]。與此同時(shí)，微型樁直徑較小，剛度也較小，滑面處微小彎曲變形也可能導(dǎo)致樁頂發(fā)生較大的位移，從而影響支擋結(jié)構(gòu)的使用功能[14-16]。因此，較為準(zhǔn)確地確定微型樁的極限抗彎承載力變得尤為重要。

通過幾種不同截面形式下的微型樁極限抗彎承載力試驗(yàn)取得的一些試驗(yàn)結(jié)果，總結(jié)出微型樁的抗彎承載力與樁體截面形式的關(guān)系。

1 試驗(yàn)?zāi)Ｐ驮O(shè)計(jì)

1.1 試驗(yàn)流程

1)試驗(yàn)準(zhǔn)備階段：查閱相關(guān)資料，購買試驗(yàn)材料，制作試驗(yàn)所需的試件和混凝土立方體標(biāo)準(zhǔn)試塊，試件養(yǎng)護(hù)，壓力試驗(yàn)機(jī)和應(yīng)變測試系統(tǒng)的調(diào)試。

2)試驗(yàn)實(shí)施階段：將試件需貼片處表面打磨，粘貼應(yīng)變片，按試驗(yàn)試件擺放位置安裝試件，連接數(shù)據(jù)采集系統(tǒng)，設(shè)置數(shù)據(jù)采集相關(guān)參數(shù)，最后采用預(yù)設(shè)的加載方式進(jìn)行加載直至試件破壞或變形達(dá)到試驗(yàn)要求為止，并用相機(jī)拍攝試驗(yàn)過程中的試件狀態(tài)圖片。

3)試驗(yàn)后處理階段：數(shù)據(jù)整理。

1.2 試驗(yàn)裝置

微型樁的極限抗彎承載力試驗(yàn)采用改裝過的YAS-2000型壓力試驗(yàn)機(jī)，在試驗(yàn)臺(tái)上部的剛性橫梁上焊接倒掛外臺(tái)座，并固定橫梁位置，通過壓力油泵將焊接內(nèi)臺(tái)座的試驗(yàn)臺(tái)下部頂升，從而滿足微型樁試件中段為純彎段的試驗(yàn)條件，如圖1所示。其中，外臺(tái)座間距為1.5 m，內(nèi)臺(tái)座間距0.5 m，以試驗(yàn)機(jī)頂升軸中心對稱布置，采用單跨簡支梁兩個(gè)集中力對稱加載形式，如圖2所示。油壓千斤頂對試件進(jìn)行加載過程中，通過壓力傳感器測定每一時(shí)刻施加在試件上的荷載并保存。

圖1 改裝過的YAS-2000型壓力試驗(yàn)機(jī)Fig.1 Modifiedyas-2000 pressure testing

圖2 荷載加載形式

數(shù)據(jù)采集裝置主要由一臺(tái)靜態(tài)電阻應(yīng)變儀和一臺(tái)計(jì)算機(jī)組成，在試驗(yàn)開始前需將電腦和靜態(tài)電阻應(yīng)變儀接通，并調(diào)試正常，使試驗(yàn)數(shù)據(jù)能準(zhǔn)確地被計(jì)算機(jī)記錄，試驗(yàn)進(jìn)行中，采用溫度補(bǔ)償，為測量試件在受力全過程中的縱向變形，在每個(gè)試件中點(diǎn)所對應(yīng)的截面位置沿縱向粘貼應(yīng)變片，此過程需注意的是，應(yīng)變片和試件粘貼牢固，連接導(dǎo)線編號(hào)分組，等應(yīng)變片和試件的粘接強(qiáng)度達(dá)到共同變形的要求后方可進(jìn)行試驗(yàn)，過程中保持應(yīng)變片平整無折痕。

1.3 微型樁截面形式

微型樁的截面形式多樣，有樁周配筋、樁心配筋、鋼管注漿等。試驗(yàn)采用的3種截面形式如圖3所示，試件截面尺寸見表1，試件長1.5 m，其中，樁心配筋樁采用聚乙烯塑料管作模具，混凝土養(yǎng)護(hù)期滿后去除。試件采用C30細(xì)石混凝土，強(qiáng)度等級為42.5R的普通硅酸鹽水泥，灌注過程中采用插入式振搗器振搗密實(shí)，每個(gè)規(guī)格試件為3根，共計(jì)27根試驗(yàn)試件，其中鋼管+H型鋼樁中H型鋼的保護(hù)層厚度不小于20 mm。

表1 微型樁試件截面尺寸(單位：mm)Table 1 Section size of micro-pile specimen (unit: mm)

圖3 3種微型樁的截面形式Fig.3 Section form of three

2 試驗(yàn)結(jié)果分析

經(jīng)過對試驗(yàn)數(shù)據(jù)的處理，得到了各試件的極限抗彎承載力、加載全過程的荷載-位移曲線，在試驗(yàn)完成后，對試件的最終狀態(tài)拍照記錄，了解試件的破壞形態(tài)。

2.1 試件的極限抗彎承載力

經(jīng)試驗(yàn)測得，樁體破壞且產(chǎn)生過大變形(約15 cm)時(shí)的最終荷載值如表2所示，該工況下推算得出相應(yīng)的極限抗彎承載力試驗(yàn)數(shù)據(jù)也列于表2中；表2中荷載F為施加在試件上的集中荷載，是壓力試驗(yàn)機(jī)供給力的1/2。對每一個(gè)尺寸規(guī)格的3個(gè)試件所得荷載取平均值，即為計(jì)算試件極限抗彎承載力的集中荷載取值，試件極限抗彎承載力為0.5FkN。試驗(yàn)過程中，鋼管+樁心配筋樁、鋼管+H型鋼樁加載值并未達(dá)到其強(qiáng)度極限，但其變形顯著，視同試件已經(jīng)失效，表中數(shù)據(jù)為試件加載處位移為150 mm 時(shí)的荷載值，此時(shí)的混凝土已超過其極限壓、拉應(yīng)變值。

通過圖4得出樁心配筋樁、鋼管+樁心配筋樁、鋼管+H型鋼樁隨截面尺寸的極限抗彎承載力變化。由曲線可看出，試驗(yàn)選用的3種截面形式試件的極限抗彎承載力排序?yàn)闃缎呐浣顦?鋼管+樁心配筋樁<鋼管+H型鋼樁。對于樁心配筋樁，隨著

表2 試驗(yàn)數(shù)據(jù)統(tǒng)計(jì)表Table 2 Statistical table of test data

截面尺寸的增大，試件的極限抗彎承載力近似按斜率為0.1的直線增長，試驗(yàn)過程中發(fā)現(xiàn)，從荷載施加開始，受拉側(cè)混凝土便開裂，隨即裂縫貫通，90%以上的抗彎承載力為樁心鋼筋提供，當(dāng)直徑為203 mm時(shí)極限抗彎承載力僅為19.58 kN·m，完全未發(fā)揮受壓側(cè)混凝土的抗壓性能及鋼筋的抗拉性能。對于鋼管+樁心配筋樁和鋼管+H型鋼樁，隨著截面尺寸的增大，試件的極限抗彎承載力增大顯著，從直徑168 mm增大到203 mm時(shí)，鋼管+樁心配筋樁和鋼管+H型鋼樁分別按斜率為2.45和2.93的直線增長到了182.72 kN·m和209.21 kN·m，體現(xiàn)出較好的抗彎性能。說明鋼管、H型鋼的存在有效地延緩或阻止了混凝土中剪切滑移裂縫的產(chǎn)生，混凝土的存在則增強(qiáng)了鋼管、鋼筋、H型鋼的穩(wěn)定性。

圖4 極限抗彎承載力變化曲線Fig.4 Curves of ultimate flexural

2.2 荷載-位移分析

整理試驗(yàn)數(shù)據(jù)發(fā)現(xiàn)，對于同類不同直徑下的樁心配筋樁、鋼管+樁心配筋樁、鋼管+H型鋼樁荷載-位移曲線類似，故各取一組數(shù)據(jù)作說明。

2.2.1 樁心配筋樁荷載-位移曲線 圖5為樁心配筋樁(直徑168 mm)試件的荷載-位移曲線，根據(jù)曲線特點(diǎn)可將其分為4個(gè)階段，分別為試件咬合階段、彈性階段、彈塑性階段和破壞階段。

圖5 樁心配筋樁荷載-位移曲線(直徑168 mm)Fig.5 Heart of pile reinforcement of pile load-displacement

第1階段：試件咬合階段OA，從壓力試驗(yàn)機(jī)加載開始，試件加載點(diǎn)與試驗(yàn)機(jī)加載架之間咬合不緊密，通過試驗(yàn)咬合期消除接觸影響。

第2階段：彈性階段AB，當(dāng)繼續(xù)加載，試件處于彈性工作階段，荷載-位移曲線表現(xiàn)為線性增長，受拉區(qū)邊緣混凝土產(chǎn)生微裂縫，并隨荷載的增大而增大。

第3階段：彈塑性階段BC，當(dāng)試件進(jìn)入彈塑形階段后，荷載增長緩慢，此時(shí)混凝土受拉區(qū)裂縫已開展到對稱軸以下，樁心鋼筋承擔(dān)著拉力，部分區(qū)域可看出鋼筋上緣與混凝土脫離接觸。

第4階段：破壞階段CD，隨著裂縫貫穿整個(gè)樁截面，樁承載力逐漸下降，位移明顯增大，抗彎承載力完全由鋼筋承載。

試驗(yàn)過程中明顯發(fā)現(xiàn)，從荷載正常施加開始，受拉側(cè)混凝土便產(chǎn)生微裂縫，一直不斷向受壓側(cè)擴(kuò)展，呈脆性破壞趨勢，鋼筋的抗拉性能和混凝土的抗壓性能都未得到充分的體現(xiàn)，此種組合方式在工程中不適宜推廣使用。

2.2.2 鋼管+樁心配筋樁、鋼管+H型鋼樁荷載-位移曲線 圖6為鋼管+樁心配筋樁(直徑168 mm)荷載-位移曲線，圖7為鋼管+H型鋼樁(直徑168 mm)荷載-位移曲線，兩類曲線走向類似，根據(jù)曲線特點(diǎn)可將兩者荷載-位移曲線分為4個(gè)階段，分別為試件咬合階段、彈性階段、彈塑性階段和強(qiáng)化階段。

圖6 鋼管+樁心配筋樁荷載-位移曲線(直徑168 mm)Fig.6 Steel pipe + heart reinforcement pile load-displacement

圖7 鋼管+H型鋼樁荷載-位移曲線(直徑168 mm)Fig.7 Steel pipe + H section steel pile load-displacement

第1階段：試件咬合階段OA，原理同樁心配筋樁一樣。

第2階段：彈性階段AB，A點(diǎn)為試驗(yàn)壓力機(jī)與試件接觸緊密點(diǎn)，B點(diǎn)為彈性階段與強(qiáng)化階段分界點(diǎn)。在此階段，曲線近似于直線，隨著荷載的增大，截面中和軸從截面形心軸慢慢向試件受壓區(qū)移動(dòng)，并未超過H型鋼上翼緣，鋼管處于彈性受力階段，鋼管和混凝土變形協(xié)調(diào)，在受壓區(qū)鋼管與混凝土近似認(rèn)為處于單向受壓狀態(tài)，在受拉區(qū)鋼管為三向應(yīng)力狀態(tài)，混凝土對鋼管起橫向約束作用；

第3階段：彈塑性階段BC，隨著荷載的增加，受拉區(qū)鋼管進(jìn)入彈塑性階段并逐漸屈服，截面內(nèi)力發(fā)生重分布，截面中和軸向截面受壓區(qū)方向移動(dòng)加快，混凝土受拉區(qū)逐漸擴(kuò)大，此時(shí)曲線明顯偏離原來直線，隨著荷載的增加，變形明顯加快；

第4階段：強(qiáng)化階段CD，隨著外荷載的繼續(xù)增加，鋼管表面氧化層剝落明顯，截面塑性區(qū)域不斷向內(nèi)發(fā)展，內(nèi)部鋼材快達(dá)屈服，拉區(qū)鋼材進(jìn)入強(qiáng)化階段，此后，荷載隨著位移緩慢增加，曲線在此階段基本上呈緩線性增長。試驗(yàn)結(jié)果顯示受彎試件在變形很大時(shí)，荷載仍可繼續(xù)增加，曲線沒有明顯下降趨勢，表明試件在純彎矩作用下具有良好的延性性能。

2.3 試件破壞形態(tài)

通過分析試件的破壞形態(tài)不僅可以直觀地得出試件是延性破壞或脆性破壞，還可了解影響試件破壞形態(tài)的因素以及對各因素采取針對性的措施，以充分發(fā)揮試件的承載能力。

2.3.1 樁心配筋樁破壞形態(tài) 圖8為樁心配筋樁的破壞形態(tài)圖。由圖8看出，試件整體呈微彎狀態(tài)，純彎段受拉區(qū)核心混凝土出現(xiàn)大量裂縫，且裂縫較長，貫通到試件橫截面中下部，受拉區(qū)混凝土與樁心鋼筋連接脫落，純彎段受壓區(qū)核心混凝土被壓碎鼓起。試驗(yàn)中，由于試件加載塊與支座之間的部位變形嚴(yán)重，該區(qū)域混凝土提前開裂，最終試件純彎段鋼筋與混凝土完全脫離。

圖8 樁心配筋樁破壞形態(tài)Fig.8 Failure mode of heart of pile reinforcement of

2.3.2 鋼管+H型鋼樁破壞形態(tài) 圖9為鋼管+H型鋼樁破壞形態(tài)圖。加載完成后，試件中部并未與兩側(cè)形成正弦撓度曲線，由于位移值過大，視同試件已經(jīng)失效，試驗(yàn)中發(fā)現(xiàn)外側(cè)鋼管表面有較為明顯的塑形變形，若繼續(xù)加載，試件還可繼續(xù)承載，具有較好的延性性能。鋼管+樁心配筋樁與鋼管+H型鋼樁破壞形態(tài)類似。

圖9 鋼管+H型鋼樁破壞形態(tài)Fig.9 Failure mode of steel pipe + H section steel

3 微型樁結(jié)構(gòu)理論分析

3.1 基本假定

理論分析采用如下基本假定：

1)組合構(gòu)件截面應(yīng)變沿截面高度呈線性分布，即符合平截面假定，忽略剪力對構(gòu)件變形的影響；

2)H型鋼與混凝土、混凝土與鋼管、混凝土與鋼筋之間無相對滑移，協(xié)同作用，鋼管、鋼骨的應(yīng)力取其應(yīng)變與彈性模量的乘積；

3)忽略受拉區(qū)混凝土對抗拉承載力的貢獻(xiàn)，混凝土受壓區(qū)為半圓形，其應(yīng)力圖采用實(shí)際受壓區(qū)高度的矩形圖形，混凝土極限應(yīng)變?nèi)?.003。

3.2 理論計(jì)算

3.2.1 樁心配筋樁抗彎承載力計(jì)算 由試驗(yàn)結(jié)果看，當(dāng)直徑為140 mm時(shí)，樁心配筋樁的極限抗彎承載力僅為11.67 kN·m；直徑為168 mm時(shí)，極限抗彎承載力僅為15.48 kN·m；直徑為203 mm時(shí)，極限抗彎承載力僅為19.58 kN·m。鋼筋、混凝土材料的性能沒有有效的發(fā)揮出來，不適宜推廣，故不對其承載力公式計(jì)算進(jìn)行推算。

3.2.2 鋼管+樁心配筋樁抗彎承載力計(jì)算 試驗(yàn)中發(fā)現(xiàn)，鋼管+樁心配筋樁純彎段中性軸在加載過程中從對稱軸往受壓區(qū)移動(dòng)，樁心鋼筋貢獻(xiàn)了部分拉力，但由于距離中性軸較近，未能達(dá)到屈服。參考文獻(xiàn)[1]，可對比鋼管混凝土微型樁計(jì)算公式進(jìn)行提高系數(shù)γ0的修正，即

Mu=γ0[1.62βMs+0.255(1.15

+αsθ+αcθ2)Mc]

(1)

式中：β為與混凝土強(qiáng)度等級有關(guān)的參數(shù)，普通混凝土取1.0，高強(qiáng)混凝土取0.96；θ為套箍系數(shù)，按式(2)計(jì)算；αs、αc為材料影響系數(shù)，分別按式(3)和式(4)計(jì)算。

(2)

(3)

(4)

式中：As、Ac為鋼管、混凝土截面面積。

現(xiàn)將試驗(yàn)值與文獻(xiàn)[1]數(shù)值對比結(jié)果列于表3。從表3中可以看出，鋼管+樁心配筋樁抗彎承載力試驗(yàn)值大于文獻(xiàn)[1]中的理論計(jì)算值。分析發(fā)現(xiàn)，產(chǎn)生此誤差的原因是表3中的試驗(yàn)值是按破壞后產(chǎn)生過大變形時(shí)的最終值，而實(shí)際情況是當(dāng)混凝土的極限壓應(yīng)變?chǔ)舥=0.003 3時(shí)，則可認(rèn)為梁已經(jīng)破壞，故試驗(yàn)值應(yīng)取當(dāng)混凝土達(dá)到其極限壓應(yīng)變時(shí)的值，如表4所示。

表3 試驗(yàn)值與文獻(xiàn)[1]數(shù)值對比Table 3 Comparison between test value and reference [1]

表4 混凝土達(dá)極限壓應(yīng)變?chǔ)舥=0.003 3時(shí)的試驗(yàn)值與文獻(xiàn)[1]數(shù)值對比Table 4 Comparison between reference [1] and test value when the ultimate compressive strain εu of the concrete is 0.003 3

由表3和表4還可發(fā)現(xiàn)，隨著鋼管直徑增大，套箍效應(yīng)逐漸減小，說明樁徑增大后，鋼管對混凝土樁的約束作用在減弱；針對文章3種不同形式的微型鋼管樁，推薦γ0取值為1.2。

3.2.3 鋼管+H型鋼樁抗彎承載力計(jì)算 采用極限狀態(tài)下的疊加原理[11-13]計(jì)算鋼管+H型鋼樁的抗彎承載力，即Mu≤Mc+Ma+Ms，該式中的Mc、Ma和Ms分別表示混凝土、鋼管和H型鋼的抗彎承載力。由試驗(yàn)可知，試件加載過程中，中和軸逐漸向受壓區(qū)移動(dòng)，但始終處于H型鋼翼緣內(nèi)，計(jì)算中視同鋼管全部屈服、H型鋼和混凝土部分屈服，計(jì)算簡圖如圖10所示。

圖10 鋼管+H型鋼樁計(jì)算簡圖Fig.10 Calculation diagram of steel pipe +H section steel

根據(jù)圖10計(jì)算簡圖，可分析得出混凝土、H型鋼及鋼管等各部分受力情況如下：

混凝土受壓區(qū)合力

(5)

H型鋼上翼緣彈性受壓

(6)

H型鋼腹板彈性受壓

(7)

H型鋼腹板彈性受拉

Tw1=yw1/2twfsy

(8)

鋼骨腹板部分受拉屈服

Tw2=xsutwfsy

(9)

鋼骨受拉翼緣

Tbf=Atffsy

(10)

受壓鋼管

Ca=trm(π-2γ0)facy

(11)

受拉鋼管

Ta=trm(π+2γ0)facy

(12)

按圖10保證截面合力平衡，合力矩平衡，考慮截面的對稱性，公式簡化后有

-2fsyxtw=0

(13)

(14)

此時(shí)，x的界限范圍為

(15)

式中：x為混凝土受壓區(qū)界限到形心軸的位置；γ0為混凝土受壓界限處的圓心角，其他符號(hào)見文獻(xiàn)[11-13]。

1)鋼管抗彎承載力最大值為

2)混凝土抗彎承載力最大值為

3)H型鋼受壓承載力最大值為

28.45=4.80 kN·m

4)H型鋼受拉承載力最大值為

4 594 012.5= 6.21 kN·m

因此，φ140的鋼管+H型鋼樁其抗彎承載力為22.15 kN·m。

同理，可計(jì)算得φ168及φ203的鋼管+H型鋼樁抗彎承載力分別為40.06、70.61 kN·m。

從理論計(jì)算與試驗(yàn)結(jié)果來看，試驗(yàn)結(jié)果顯著大于理論計(jì)算結(jié)果。分析原因發(fā)現(xiàn)，理論計(jì)算結(jié)果未考慮鋼管對混凝土及樁心H型鋼的約束作用，僅為各建材承載力的簡單疊加，從而導(dǎo)致理論計(jì)算結(jié)果偏小。建議在對鋼管+H型鋼樁抗彎承載力理論計(jì)算時(shí)，仍可按文中式(5)～式(15)計(jì)算，但最終結(jié)果需對原簡單疊加公式進(jìn)行修正，修正后的鋼管+H型鋼樁抗彎承載力計(jì)算式為

Mu≤Mu+Φ(Mc+Ms)

(16)

式中:Φ為約束系數(shù)，表示鋼管對混凝土及樁心H型鋼的約束系數(shù)作用，文中Φ取1.8較為合適?，F(xiàn)將混凝土達(dá)極限壓應(yīng)變時(shí)修正理論值與試驗(yàn)結(jié)果列于表5。

表5 混凝土達(dá)極限壓應(yīng)變時(shí)的試驗(yàn)與修正理論結(jié)果Table 5 Modified theoretical results and test results when concrete reaches εu

從表5中結(jié)果來看，修正理論值仍小于試驗(yàn)值，理論計(jì)算結(jié)果偏于保守，富余承載力可作為設(shè)計(jì)時(shí)的安全儲(chǔ)備，可符合工程設(shè)計(jì)要求。

4 結(jié)論

1)通過對樁心配筋樁、鋼管+樁心配筋樁和鋼管+H型鋼樁共27根試件進(jìn)行極限抗彎承載力試驗(yàn)，發(fā)現(xiàn)樁心配筋樁表現(xiàn)出較低的極限抗彎承載力和脆性破壞特征，鋼管+樁心配筋樁和鋼管+H型鋼樁表現(xiàn)出較高的極限抗彎承載力和較好的延性性能。

2)通過對樁心配筋樁、鋼管+樁心配筋樁和鋼管+H型鋼樁荷載-位移曲線分析，可將樁心配筋樁受荷分為試件咬合階段、彈性階段、彈塑性階段和破壞階段，將鋼管+樁心配筋樁和鋼管+H型鋼樁分為試件咬合階段、彈性階段、彈塑性階段和強(qiáng)化階段。

3)對鋼管+樁心配筋樁極限抗彎承載力計(jì)算可由鋼管混凝土樁極限抗彎承載力值乘以1.2的提高系數(shù)。

4)計(jì)算鋼管+樁心H型鋼樁極限抗彎承載力時(shí)需考慮鋼管對混凝土及樁心H型鋼的約束系數(shù)作用，建議取約束系數(shù)為1.8。