微型抗滑樁極限抗彎承載力試驗研究

陳再謙，帥世杰，蒲黍絛，張麗華，饒軍應

(1.中國電建集團貴陽勘測設計研究院有限公司 貴陽 550081；2.貴州大學 土木工程學院，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，特別是滑坡應急搶險中，微型樁以其非開挖施工、對滑體擾動小、樁位布置靈活、施工振動小、對土層適應性強、加固見效快等特點，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的抗剪能力。現有研究表明，微型樁的破壞模式正是滑面附近的彎曲與剪切相結合的破壞[5-7]。目前，微型單樁設計方法主要是懸臂樁法，微型群樁設計方法主要有“P-Y”曲線法、平面剛架法等多種，由于微型樁在實際工程應用中組合形式多樣，加上復雜的樁土相互作用，至今設計、施工仍未規范化[8-10]。微型樁作為一種細長樁體，抗剪能力往往優于抗彎能力，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，往往較易達到微型樁的極限抗彎承載力[11-13]。與此同時，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致樁頂發生較大的位移，從而影響支擋結構的使用功能[14-16]。因此，較為準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取得的一些試驗結果，總結出微型樁的抗彎承載力與樁體截面形式的關系。

1 試驗模型設計

1.1 試驗流程

1)試驗準備階段：查閱相關資料，購買試驗材料，制作試驗所需的試件和混凝土立方體標準試塊，試件養護，壓力試驗機和應變測試系統的調試。

2)試驗實施階段：將試件需貼片處表面打磨，粘貼應變片，按試驗試件擺放位置安裝試件，連接數據采集系統，設置數據采集相關參數，最后采用預設的加載方式進行加載直至試件破壞或變形達到試驗要求為止，并用相機拍攝試驗過程中的試件狀態圖片。

3)試驗后處理階段：數據整理。

1.2 試驗裝置

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

圖1 改裝過的YAS-2000型壓力試驗機Fig.1 Modifiedyas-2000 pressure testing

圖2 荷載加載形式

數據采集裝置主要由一臺靜態電阻應變儀和一臺計算機組成，在試驗開始前需將電腦和靜態電阻應變儀接通，并調試正常，使試驗數據能準確地被計算機記錄，試驗進行中，采用溫度補償，為測量試件在受力全過程中的縱向變形，在每個試件中點所對應的截面位置沿縱向粘貼應變片，此過程需注意的是，應變片和試件粘貼牢固，連接導線編號分組，等應變片和試件的粘接強度達到共同變形的要求后方可進行試驗，過程中保持應變片平整無折痕。

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，混凝土養護期滿后去除。試件采用C30細石混凝土，強度等級為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，每個規格試件為3根，共計27根試驗試件，其中鋼管+H型鋼樁中H型鋼的保護層厚度不小于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 試驗結果分析

經過對試驗數據的處理，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，在試驗完成后，對試件的最終狀態拍照記錄，了解試件的破壞形態。

2.1 試件的極限抗彎承載力

經試驗測得，樁體破壞且產生過大變形(約15 cm)時的最終荷載值如表2所示，該工況下推算得出相應的極限抗彎承載力試驗數據也列于表2中；表2中荷載F為施加在試件上的集中荷載，是壓力試驗機供給力的1/2。對每一個尺寸規格的3個試件所得荷載取平均值，即為計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。試驗過程中，鋼管+樁心配筋樁、鋼管+H型鋼樁加載值并未達到其強度極限，但其變形顯著，視同試件已經失效，表中數據為試件加載處位移為150 mm 時的荷載值，此時的混凝土已超過其極限壓、拉應變值。

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，試驗選用的3種截面形式試件的極限抗彎承載力排序為樁心配筋樁<鋼管+樁心配筋樁<鋼管+H型鋼樁。對于樁心配筋樁，隨著

表2 試驗數據統計表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，試驗過程中發現，從荷載施加開始，受拉側混凝土便開裂，隨即裂縫貫通，90%以上的抗彎承載力為樁心鋼筋提供，當直徑為203 mm時極限抗彎承載力僅為19.58 kN·m，完全未發揮受壓側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，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生，混凝土的存在則增強了鋼管、鋼筋、H型鋼的穩定性。

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

整理試驗數據發現，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，故各取一組數據作說明。

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，根據曲線特點可將其分為4個階段，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，從壓力試驗機加載開始，試件加載點與試驗機加載架之間咬合不緊密，通過試驗咬合期消除接觸影響。

第2階段：彈性階段AB，當繼續加載，試件處于彈性工作階段，荷載-位移曲線表現為線性增長，受拉區邊緣混凝土產生微裂縫，并隨荷載的增大而增大。

第3階段：彈塑性階段BC，當試件進入彈塑形階段后，荷載增長緩慢，此時混凝土受拉區裂縫已開展到對稱軸以下，樁心鋼筋承擔著拉力，部分區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。

試驗過程中明顯發現，從荷載正常施加開始，受拉側混凝土便產生微裂縫，一直不斷向受壓側擴展，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，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，根據曲線特點可將兩者荷載-位移曲線分為4個階段，分別為試件咬合階段、彈性階段、彈塑性階段和強化階段。

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點為試驗壓力機與試件接觸緊密點，B點為彈性階段與強化階段分界點。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移動，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調，在受壓區鋼管與混凝土近似認為處于單向受壓狀態，在受拉區鋼管為三向應力狀態，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，受拉區鋼管進入彈塑性階段并逐漸屈服，截面內力發生重分布，截面中和軸向截面受壓區方向移動加快，混凝土受拉區逐漸擴大，此時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：強化階段CD，隨著外荷載的繼續增加，鋼管表面氧化層剝落明顯，截面塑性區域不斷向內發展，內部鋼材快達屈服，拉區鋼材進入強化階段，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。試驗結果顯示受彎試件在變形很大時，荷載仍可繼續增加，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

通過分析試件的破壞形態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的因素以及對各因素采取針對性的措施，以充分發揮試件的承載能力。

2.3.1 樁心配筋樁破壞形態 圖8為樁心配筋樁的破壞形態圖。由圖8看出，試件整體呈微彎狀態，純彎段受拉區核心混凝土出現大量裂縫，且裂縫較長，貫通到試件橫截面中下部，受拉區混凝土與樁心鋼筋連接脫落，純彎段受壓區核心混凝土被壓碎鼓起。試驗中，由于試件加載塊與支座之間的部位變形嚴重，該區域混凝土提前開裂，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Fig.8 Failure mode of heart of pile reinforcement of

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

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

3 微型樁結構理論分析

3.1 基本假定

理論分析采用如下基本假定：

1)組合構件截面應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，協同作用，鋼管、鋼骨的應力取其應變與彈性模量的乘積；

3)忽略受拉區混凝土對抗拉承載力的貢獻，混凝土受壓區為半圓形，其應力圖采用實際受壓區高度的矩形圖形，混凝土極限應變取0.003。

3.2 理論計算

3.2.1 樁心配筋樁抗彎承載力計算 由試驗結果看，當直徑為140 mm時，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，極限抗彎承載力僅為15.48 kN·m；直徑為203 mm時，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揮出來，不適宜推廣，故不對其承載力公式計算進行推算。

3.2.2 鋼管+樁心配筋樁抗彎承載力計算 試驗中發現，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移動，樁心鋼筋貢獻了部分拉力，但由于距離中性軸較近，未能達到屈服。參考文獻[1]，可對比鋼管混凝土微型樁計算公式進行提高系數γ0的修正，即

Mu=γ0[1.62βMs+0.255(1.15

+αsθ+αcθ2)Mc]

(1)

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

(2)

(3)

(4)

式中：As、Ac為鋼管、混凝土截面面積。

現將試驗值與文獻[1]數值對比結果列于表3。從表3中可以看出，鋼管+樁心配筋樁抗彎承載力試驗值大于文獻[1]中的理論計算值。分析發現，產生此誤差的原因是表3中的試驗值是按破壞后產生過大變形時的最終值，而實際情況是當混凝土的極限壓應變εu=0.003 3時，則可認為梁已經破壞，故試驗值應取當混凝土達到其極限壓應變時的值，如表4所示。

表3 試驗值與文獻[1]數值對比Table 3 Comparison between test value and reference [1]

表4 混凝土達極限壓應變εu=0.003 3時的試驗值與文獻[1]數值對比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還可發現，隨著鋼管直徑增大，套箍效應逐漸減小，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算 采用極限狀態下的疊加原理[11-13]計算鋼管+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。由試驗可知，試件加載過程中，中和軸逐漸向受壓區移動，但始終處于H型鋼翼緣內，計算中視同鋼管全部屈服、H型鋼和混凝土部分屈服，計算簡圖如圖10所示。

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

根據圖10計算簡圖，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，x的界限范圍為

(15)

式中：x為混凝土受壓區界限到形心軸的位置；γ0為混凝土受壓界限處的圓心角，其他符號見文獻[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。

從理論計算與試驗結果來看，試驗結果顯著大于理論計算結果。分析原因發現，理論計算結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，從而導致理論計算結果偏小。建議在對鋼管+H型鋼樁抗彎承載力理論計算時，仍可按文中式(5)～式(15)計算，但最終結果需對原簡單疊加公式進行修正，修正后的鋼管+H型鋼樁抗彎承載力計算式為

Mu≤Mu+Φ(Mc+Ms)

(16)

式中:Φ為約束系數，表示鋼管對混凝土及樁心H型鋼的約束系數作用，文中Φ取1.8較為合適。現將混凝土達極限壓應變時修正理論值與試驗結果列于表5。

表5 混凝土達極限壓應變時的試驗與修正理論結果Table 5 Modified theoretical results and test results when concrete reaches εu

從表5中結果來看，修正理論值仍小于試驗值，理論計算結果偏于保守，富余承載力可作為設計時的安全儲備，可符合工程設計要求。

4 結論

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根試件進行極限抗彎承載力試驗，發現樁心配筋樁表現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、彈塑性階段和強化階段。

3)對鋼管+樁心配筋樁極限抗彎承載力計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。

4)計算鋼管+樁心H型鋼樁極限抗彎承載力時需考慮鋼管對混凝土及樁心H型鋼的約束系數作用，建議取約束系數為1.8。