向 波，莊衛(wèi)林，何云勇，周立榮

(1. 西南交通大學(xué) 土木工程學(xué)院，四川 成都 610031；2. 四川省交通運(yùn)輸廳 公路規(guī)劃勘察設(shè)計研究院，四川 成都 610041)

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小直徑鋼管排樁水平極限承載力現(xiàn)場試驗研究

向 波1, 2，莊衛(wèi)林2，何云勇2，周立榮1

(1. 西南交通大學(xué) 土木工程學(xué)院，四川 成都 610031；2. 四川省交通運(yùn)輸廳 公路規(guī)劃勘察設(shè)計研究院，四川 成都 610041)

以某滑坡工點作為堆載試驗場地進(jìn)行小直徑鋼管排樁原型結(jié)構(gòu)堆載破壞試驗，獲取了不同組合結(jié)構(gòu)的水平荷載-位移曲線。加載試驗中，鋼管排樁在荷載增大至一定限值，變形曲線出現(xiàn)拐點，達(dá)極限破壞時，樁頂出現(xiàn)大變形，樁間土局部溜出破壞，但鋼管樁未發(fā)生整體垮塌或潰屈破壞。按照慢速維持荷載法，確定了兩排樁、三排樁不同間排距結(jié)構(gòu)的水平極限承載能力。試驗表明：鋼管排樁通過樁體與樁間土相互作用形成復(fù)合承載體系，承載能力較不考慮樁間土的排架結(jié)構(gòu)大幅提高，其承載能力影響因素包括排架結(jié)構(gòu)強(qiáng)度、鋼管樁排數(shù)及合理間排距等。

巖土工程；滑坡；小直徑鋼管樁；原型試驗；水平承載力；樁間土

0 引 言

小直徑鋼管排樁是將直徑100～200 mm的鋼管樁按照一定的間距、排距采用多排布置，樁頂布設(shè)大剛度系梁形成空間框架體系，通過樁土相互作用形成復(fù)合承載的支擋結(jié)構(gòu)。鋼管排樁的骨架結(jié)構(gòu)為鋼管樁，成樁時首先采用錨固鉆機(jī)或地質(zhì)鉆機(jī)預(yù)成孔，待孔內(nèi)放入連接可靠的鋼管后，在鉆孔及鋼管內(nèi)灌注水泥(砂)漿而成鉆孔灌注樁。小直徑鋼管排樁作為支擋結(jié)構(gòu)，首先在滑坡應(yīng)急搶險、邊坡臨時加固工程中得到嘗試應(yīng)用[1]。基于該結(jié)構(gòu)具有經(jīng)濟(jì)環(huán)保、場地適應(yīng)性強(qiáng)、樁位布置靈活、對巖土體擾動小的優(yōu)點，近年來在邊坡支擋、滑坡治理等方面得到逐步推廣應(yīng)用。

對于橫向受荷的微型樁，國內(nèi)外學(xué)者和工程人員通過模型試驗、現(xiàn)場試驗對承載機(jī)理進(jìn)行了探索性研究[2-8]。從已有的研究成果來看，微型樁抗滑機(jī)理、樁土作用原理等研究尚缺乏系統(tǒng)性，尤其是工程應(yīng)用的關(guān)鍵指標(biāo)——水平極限承載力研究較少。G．G．Meyerhof，等[9]通過室內(nèi)模型試驗研究了水平荷載作用下微型樁的極限承載力、位移及彎矩；馬周全[10]采用有限元反分析法，研究了鋼管微型樁加固邊坡的極限抗滑力。由于模型試驗、有限元分析側(cè)重于定性規(guī)律研究，成果結(jié)論與實體結(jié)構(gòu)承載能力差異明顯；龔健，等[11]等研究了軟黏土內(nèi)原型試樁水平極限承載力，成果具有較好的工程指導(dǎo)作用，但試驗研究側(cè)重于群樁承載力效率探討，且局限于軟黏土內(nèi)的微型樁，對微型排樁承載力影響因素未展開探討，難以推廣至通常的滑坡及邊坡工程。

由于小直徑鋼管排樁實體結(jié)構(gòu)缺乏抗滑機(jī)理、水平極限承載力等方面的系統(tǒng)研究，嚴(yán)重制約了該新型支擋結(jié)構(gòu)的推廣應(yīng)用。為研究小直徑鋼管排樁的水平極限承載力，筆者結(jié)合四川省某高速公路滑坡處治，進(jìn)行了原型結(jié)構(gòu)現(xiàn)場堆載極限破壞試驗，獲取了不同組合結(jié)構(gòu)的水平極限承載力，研究成果對該類新型支擋結(jié)構(gòu)的推廣具有工程借鑒作用。

1 現(xiàn)場堆載極限破壞試驗

1.1 試驗場地地質(zhì)條件

試驗場地位于四川某高速公路木門互通式立交區(qū)。木門互通布設(shè)于洪石灘古滑坡范圍內(nèi)，滑坡厚度8～20 m，滑體以低液限黏土、塊石土為主，基巖為中生界白堊系砂泥巖互層。該滑坡整體穩(wěn)定，結(jié)合路基開挖，在K100+950～K101+060段右側(cè)塹坡段采用小直徑鋼管排樁進(jìn)行支擋加固。

試驗場地位于鋼管排樁支擋結(jié)構(gòu)前緣的斜坡地帶。場地主要巖土層有：含塊石低液限黏土，棕紅～灰色，厚度8～13 m，軟塑～硬塑狀，巖土界面處黏土呈軟塑狀，為滑帶土，三排樁布設(shè)段落深度5～8 m處黏土富集，含水量較大，軟塑狀，為次級滑帶，兩排樁布設(shè)范圍深度5 m處黏土富集，呈軟塑狀，為次級滑帶。粉沙質(zhì)泥巖，分布于覆蓋土層以下，屬軟質(zhì)巖，具有遇水軟化，脫水開裂的特征。各巖土層主要物理力學(xué)性質(zhì)指標(biāo)見表1。

表1 巖土層主要物理力學(xué)性質(zhì)指標(biāo)

1.2 鋼管排樁試驗組合及監(jiān)測儀器

為研究不同排數(shù)、樁間排距對承載能力影響，按3種不同組合型式進(jìn)行堆載試驗，各組試驗參數(shù)見表2。

表2 堆載試驗組合結(jié)構(gòu)參數(shù)

試驗鋼管型號為直徑140 mm、壁厚4.5 mm的直縫鋼管，鉆孔孔徑180 mm。各組試樁均采用矩形布置，樁頂采用400 mm×400 mm鋼筋混凝土梁連接形成排樁結(jié)構(gòu)，不同組合結(jié)構(gòu)間設(shè)置6 m隔離間距，以避免堆載試驗中相互影響。

各試樁和樁間土測點分別埋設(shè)測斜管、土壓力盒及樁身應(yīng)變計，以獲取堆載試驗中鋼管樁和樁間土的變形、樁前土壓力、樁身應(yīng)變。具體布置為：1～8#試樁內(nèi)埋設(shè)測斜管，樁前埋設(shè)土壓力盒；3～5#樁表面沿推力方向?qū)ΨQ焊接應(yīng)變計；樁間土T1～T5處埋設(shè)測斜管。試樁編號及監(jiān)測點布置見圖1。

承載力試驗研究主要利用樁頂位移及樁身應(yīng)變計監(jiān)測成果。樁頂位移利用系梁上監(jiān)測點位移資料。應(yīng)變計布設(shè)深度依次為1.0，3.5，6.2，8.0，11.0，13.5，14.5，15.8，17.0 m(僅5#樁布設(shè))。

圖1 試樁及測試儀器平面布置示意

1.3 堆載試驗

試樁施工及測試儀器安裝完畢后，即開始在鋼管排樁上方坡體填土堆載。每一級堆載時間為2～3 d，在上一級加載變形穩(wěn)定后再施加下一級荷載。為縮短試驗周期，變形穩(wěn)定標(biāo)準(zhǔn)采用樁頂位移≤1.0 mm/d，且支擋結(jié)構(gòu)不應(yīng)出現(xiàn)明顯變形加劇特征。

加載共分為6級：前4次加載采用分級填土堆載，加載高度10 m，傾角50°，總方量約1 384 m3，各分級加載量見表3；第5級加載采用鋼管排樁前緣一定距離開挖4 m深溝槽，通過消除樁前土體支撐以施加荷載；第6級為開挖后一個月內(nèi)經(jīng)歷暴雨，支擋結(jié)構(gòu)體系發(fā)生大變形，并出現(xiàn)局部樁間土溜出破壞，鋼管排樁達(dá)到極限破壞。

表3 分級加載試驗

根據(jù)鋼管樁內(nèi)測斜管深部變形監(jiān)測資料，鋼管排樁變形位置位于深度4～6 m軟黏土富集的次級滑面處。由于軟弱夾層存在，樁前土體(II區(qū))無法提供較大的被動土壓力，其提供抗力為基于黏聚力c、內(nèi)摩擦角φ，安全系數(shù)K=1對應(yīng)的抗滑力。由此，鋼管排樁在加載過程承受荷載T為：(堆載體+I區(qū))下滑力水平分量E——樁前土體(II區(qū))水平抗滑力F，見圖2。

圖2 堆載試驗剖面示意

按照傳遞系數(shù)法計算各塊的下滑力Ei為：

(1)

式中:Ei為第i塊滑體的剩余下滑力，kN/m；αi為第i塊滑體的滑面傾角，(°)；ci為第i塊滑體滑帶土的黏聚力，kPa；φi為第i塊滑體滑面上巖土體的內(nèi)摩擦角，(°)；Wi為第i塊滑體的重力，kN/m；li為第i塊滑體滑面的長度，m。

樁后水平推力E為樁后I區(qū)剩余下滑力水平分量，即：

E=EⅠcosαⅠ

(2)

式中：EⅠ為樁后I區(qū)塊體的剩余下滑力，kN/m；αⅠ為樁后I區(qū)塊體的滑面傾角，(°)。

樁前土體(II區(qū))水平抗滑力F按式(3)計算：

F=Wtanφ+cl

(3)

式中：W為鋼管樁前巖土體每沿米的重力，kN/m；c為樁前滑帶土的黏聚力，kPa；φ為樁前滑帶土的內(nèi)摩擦角，(°)；l為樁前滑帶土體的長度，m。

鋼管排樁實際承受荷載T為：

T=E-F

(4)

樁前開挖后，II區(qū)抗滑力被消除，鋼管排架結(jié)構(gòu)承受荷載為：(堆載體+I區(qū))下滑力水平分量E。

各計算參數(shù)按照現(xiàn)場勘察報告選?。禾盍先葜靥烊恢囟葹?9 kN/cm3，飽和重度為20 kN/cm3，內(nèi)摩擦角φ=10°；滑坡堆積體容重天然重度為20 kN/cm3，飽和重度為21 kN/cm3；次級滑面黏聚力c=13 kPa，內(nèi)摩擦角φ=8°。由此計算出各級加載情況下的荷載，見表3。

2 現(xiàn)場堆載試驗成果

通過4級堆載及樁前開挖加載，獲取了M1、M2、M3組支擋結(jié)構(gòu)的樁頂位移、樁身變形、樁前土壓力及樁身應(yīng)變等大量實測資料。以下通過樁頂加載位移曲線對不同組合結(jié)構(gòu)的水平極限承載能力進(jìn)行分析。

2.1 兩排樁水平極限承載力

兩排樁對應(yīng)的M1結(jié)構(gòu)樁后水平荷載T與樁頂水平位移y的T-y曲線，見圖3。由圖3可以得出：加載初期(第1、2級荷載)，1#、2#樁樁頂水平位移存在一定差異；第3級荷載施加后，兩排樁樁頂變形基本一致；隨著第5級荷載(530.8 kN/m)施加，位移曲線出現(xiàn)明顯陡降。至2009年5月26日，前、后排樁水平位移y5為15.35～15.85 cm，相對于第4級加載(389.6 kN/m)有y5≈5y4。按照TB 10025—2001《鐵路路基支擋結(jié)構(gòu)設(shè)計規(guī)范》，樁頂位移宜控制在H/100(H為受荷段長度)，且不應(yīng)超過10 cm，本試驗H=8 m，即H/100=8 cm?，F(xiàn)場試驗變形值(15.35～15.85 cm)，明顯超出規(guī)范關(guān)于工程安全使用的最大限值8～10 cm。第5級加載后鋼管排樁雖未出現(xiàn)鋼管樁潰屈、整體垮塌，但樁間土出現(xiàn)明顯溜出破壞?？梢娫诘?級荷載下作用下，樁土復(fù)合結(jié)構(gòu)已逐漸失效，鋼管排樁支擋結(jié)構(gòu)達(dá)到極限破壞狀態(tài)。

按照《樁基工程手冊》(以下簡稱《手冊》)規(guī)定，承受水平荷載的加載位移曲線出現(xiàn)明顯陡降時，選取曲線拐點對應(yīng)的荷載為極限荷載。在圖3中，位移曲線在第4級堆載后趨于穩(wěn)定，在第5級荷載施加過程中出現(xiàn)位移曲線陡降，由此選擇拐點處對應(yīng)第4級荷載作為水平極限荷載。根據(jù)試驗曲線，確定M1組支擋結(jié)構(gòu)水平極限荷載為389.6 kN/m，其對應(yīng)樁頂水平位移為4.77 cm。

圖3 M1組1#、2#試樁T-y曲線

2.2 三排樁水平極限承載力

2.2.1M2組結(jié)構(gòu)水平極限承載力

M2組試樁水平荷載T與樁頂水平位移T-y曲線見圖4。由實測曲線可以得出：第1～第5級荷載施加過程中，位移大小為4#>5#>3#樁；第6級荷載(595 kN/m)施加過程中，各排樁樁頂位移逐漸趨于一致，第6級荷載施加后，位移曲線陡降，出現(xiàn)拐點。至2009年6月28日，該級加載對應(yīng)水平位移相對于第5級加載(530.8 kN/m)有y6≈2y5，y6為7.9～8.15 cm，接近工程安全使用所設(shè)置的最大值8～10 cm。此時前排樁樁間土發(fā)生局部溜出破壞。根據(jù)實測位移及樁間土局部溜出表象，M2組在第6級加載接近極限破壞狀態(tài)。

按照《手冊》規(guī)定，可確定圖4曲線拐點對應(yīng)第5級荷載(530.8 kN/m)為M2組結(jié)構(gòu)的水平極限荷載，其對應(yīng)樁頂水平位移為5.21 cm。

圖4 M2組3#、4#、5#試樁T-y曲線

2.2.2M3組結(jié)構(gòu)水平極限承載力

M3組試樁樁后水平荷載與樁頂水平位移T-y曲線見圖5。由圖5可知：第1至第5級荷載加載過程中，位移大小為6#>8#>7#樁；第6級荷載(595 kN/m)施加過程中，各排樁樁頂位移逐漸趨于一致，第6級加載后，變形曲線出現(xiàn)明顯拐點。至2009年6月28日，第6級加載對應(yīng)水平位移相對于第5級加載(530.8 kN/m)有y6≈2.5y5，y6為4.67～5.63 cm，變形值小于規(guī)范關(guān)于工程安全使用最大限值8～10 cm?，F(xiàn)場試驗中，第6級加載后排架結(jié)構(gòu)整體穩(wěn)定，樁前土體尚無明顯溜出破壞，樁頂變形量值較小，由此判斷M3組排樁結(jié)構(gòu)尚未達(dá)到極限破壞狀態(tài)，但鋼管樁樁頂位移曲線出現(xiàn)陡降。

M3結(jié)構(gòu)在第6級加載后，雖然未出現(xiàn)明顯樁間土溜出破壞，總體變形量也低于其他試驗組，但加載-位移曲線陡降，出現(xiàn)明顯拐點，變形量為上一級荷載的2.5倍，因此仍然選擇曲線拐點對應(yīng)荷載(530.8 kN/m)為M3結(jié)構(gòu)水平極限荷載，其對應(yīng)樁頂水平位移為3.03 cm。

圖5 M3組6#、7#、8#試樁T-y曲線

2.3 試驗結(jié)論

根據(jù)以上現(xiàn)場堆載試驗樁頂位移數(shù)據(jù)分析，獲取了直徑為140 mm、壁厚4.5 mm的小直徑鋼管排樁，布設(shè)于含塊碎石黏土，存在軟塑狀黏土軟弱面、地下水不豐富的滑坡堆積體條件下，兩排、三排鋼管樁的水平極限承載力。

樁間距1.5 m、樁排距1.5 m的鋼管排樁，由兩排樁增加至三排樁時，水平極限承載力由389.6 kN/m增加至530.8 kN/m，承載能力增加36%，樁頂變形量差異不大。對于三排樁結(jié)構(gòu)，樁間距1.7 m、樁排距1.6 m結(jié)構(gòu)減小至樁間距1.5 m、樁排距1.5 m時，水平極限承載力基本不變，但變形量由5.21 cm減小至3.03 cm?？梢姡渌麠l件相同時，由兩排樁增加至三排樁，可明顯增加支擋結(jié)構(gòu)承載能力；鋼管樁排數(shù)相同時，適度減小樁間排距，可減小結(jié)構(gòu)體系位移量。

工程應(yīng)用中，對于類似試驗條件的工程，還應(yīng)選取K=1.5～2.0的安全系數(shù)。兩排樁結(jié)構(gòu)，水平極限承載力可采用389.6 kN/m，水平承載力設(shè)計荷載一般不大于260 kN/m；三排樁結(jié)構(gòu)，水平極限承載力為530.8 kN/m，設(shè)計荷載一般不大于400 kN/m。

3 水平承載力影響因素分析

3.1 樁間土作用

對于樁身材料、樁徑、樁間距、樁排距等參數(shù)相同，但不考慮樁間土作用的小直徑鋼管排架結(jié)構(gòu)，以樁身極限強(qiáng)度作為控制指標(biāo)，按照結(jié)構(gòu)力學(xué)方法計算水平極限承載力。兩排樁結(jié)構(gòu)承受的最大水平荷載為102 kN/m，三排樁結(jié)構(gòu)承受最大水平荷載為126.2 kN/m。不計土體作用的理論計算值遠(yuǎn)小于堆載試驗荷載值389.6，530.8 kN/m，見表4。由表4可見，小直徑鋼管排樁支擋結(jié)構(gòu)并非只依靠骨架體系承載，而是通過鋼管樁與樁間土相互作用，形成了樁土復(fù)合承載體系，較大幅度提高了結(jié)構(gòu)體系承載能力。

表4 極限承載力理論計算值與實測值對比

對于M2組結(jié)構(gòu)，第6級加載后樁間土出現(xiàn)局部溜出、組合結(jié)構(gòu)接近極限破壞狀態(tài)。以下對試驗過程中樁身實際承受彎矩與極限彎矩進(jìn)行對比分析。

首先計算鋼管樁材料對應(yīng)的樁身極限彎矩。根據(jù)材料力學(xué)公式，推導(dǎo)得出：

(5)

式中：M為鋼管樁計算截面處彎矩；E為鋼管樁彈性模量，取200GPa；R為鋼管樁半徑，取0.07m；ε1，ε2為測點處對稱截面上應(yīng)變值，設(shè)定為抗拉為正值，抗壓側(cè)為負(fù)值；I為鋼管慣性矩，因水泥砂漿彈性模量僅為鋼管1/(15～20)，因此計算中僅考慮鋼管慣性矩。

由式(5)計算得出，試驗條件下的鋼管樁樁身極限彎矩為170kN·m。

3#～5#樁實測樁身彎矩見圖6～圖8。由圖6～圖8可以得出：樁身彎矩隨著荷載施加逐漸增大，第6級加載致樁間土溜出后彎矩陡然減小。各排樁彎矩分布形式差異較大，后排樁最大彎矩位于樁頂，中、前排樁位于滑面附近。樁前開挖致結(jié)構(gòu)極限破壞時，中排樁-6.5m處彎矩值最大，實測最大彎矩值為150.9kN·m，為單根鋼管樁極限彎矩170kN·m的89%，實測結(jié)果與鋼管排樁未發(fā)生整體垮塌或潰屈破壞的表象一致?？梢?，M2結(jié)構(gòu)極限破壞時，樁身并未達(dá)到材料極限強(qiáng)度，而是因為樁間土的溜出導(dǎo)致樁土復(fù)合結(jié)構(gòu)失效。

圖6 M2組3#試樁樁身彎矩分布

圖7 M2組4#試樁樁身彎矩分布

圖8 M2組5#試樁樁身彎矩分布

綜上分析，小直徑鋼管排樁通過鋼管樁與樁間土相互作用，形成了樁土復(fù)合承載體系，水平承載能力除受鋼管排架結(jié)構(gòu)強(qiáng)度影響外，樁間土是否維持自身穩(wěn)定、確保樁土復(fù)合承載也是至關(guān)重要因素。

3.2 鋼管樁排數(shù)

小直徑鋼管排樁支擋結(jié)構(gòu)是樁土作用下的復(fù)合承載體系，因此鋼管樁應(yīng)采用多排布置并通過系梁形成空間框架結(jié)構(gòu)，以充分約束樁間土體，達(dá)到樁土復(fù)合作用。根據(jù)現(xiàn)場試驗，其他參數(shù)不變情況下，由兩排樁增加至三排樁時，水平極限承載力由389.6 kN/m增加至530.8 kN/m，承載能力增加36%。顯然，合理增加鋼管樁排數(shù)可以提高結(jié)構(gòu)體系水平承載能力。

3.3 樁間距及排距

為保證鋼管樁對樁間土體約束，合理間排距有助于提高結(jié)構(gòu)水平承載能力，減小變形量。

受試驗條件限制，現(xiàn)場試驗僅對比了三排樁結(jié)構(gòu)，樁間距1.7 m、樁排距1.6 m調(diào)整為樁間距1.5 m、樁排距1.5 m的情況。根據(jù)試驗曲線，水平極限承載力基本一致，小間距變形量由5.21 cm減小至3.03 cm。

為全面探討樁間、排距對承載能力影響，項目研究過程中采用Plaxis 3D Foundation巖土軟件進(jìn)行模擬分析。研究得出：對于試驗條件，當(dāng)樁間距與樁直徑之比L/d>15時，樁間土出現(xiàn)溜出破壞，同時合理減小樁間距可加強(qiáng)樁土復(fù)合作用，減少變形量；排距與樁徑之比b/d=6～12時，樁土復(fù)合作用發(fā)揮最充分，支擋結(jié)構(gòu)支護(hù)能力最強(qiáng)；b/d>12時鋼管樁對土體約束較差，將削弱樁土復(fù)合承載能力。

4 結(jié) 論

通過不同排數(shù)、樁間距、排間距的小直徑鋼管排樁現(xiàn)場堆載極限破壞試驗，研究了支擋結(jié)構(gòu)水平極限承載能力，探討了承載力影響因素，得到以下結(jié)論：

1)兩排樁結(jié)構(gòu)在第5級荷載(530.8 kN/m)施加后變形曲線出現(xiàn)明顯拐點，樁頂最大位移達(dá)15.35～15.85 cm，樁間土出現(xiàn)溜出破壞，鋼管樁未發(fā)生整體垮塌或潰屈破壞。三排樁結(jié)構(gòu)在第6級荷載(595 kN/m)施加后加載位移曲線出現(xiàn)拐點，M2結(jié)構(gòu)最大位移為7.9～8.15 cm，樁間土局部出現(xiàn)溜出破壞，M3結(jié)構(gòu)最大位移為4.67～5.63 cm，樁間土無明顯破壞跡象。

2)按照慢速維持荷載法，確定試驗條件下兩排樁支擋結(jié)構(gòu)水平極限荷載為389.6 kN/m，三排樁結(jié)構(gòu)水平極限承載力為530.8 kN/m。

3)通過鋼管排樁承載力現(xiàn)場試驗值、不考慮樁土作用的理論計算值、樁身彎矩分析，得出小直徑鋼管排樁支擋結(jié)構(gòu)通過鋼管樁與樁間土相互作用，形成了樁土復(fù)合承載體系，較大幅度提高了結(jié)構(gòu)體系承載能力。

4)現(xiàn)場試驗及數(shù)值分析表明：合理增加鋼管樁排數(shù)可以提高結(jié)構(gòu)體系水平承載能力；樁間距與樁徑之比L/d>15時樁間土出現(xiàn)溜出破壞；排距與樁徑之比b/d=6～12時樁土復(fù)合作用發(fā)揮最充分，支擋結(jié)構(gòu)支護(hù)能力最強(qiáng)。

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Field Tests on Horizontal Ultimate Bearing Capacity of Small Diameter Steel Pipe Rowed Piles

Xiang Bo1, 2, Zhuang Weilin2, He Yunyong2, Zhou Lirong1

(1. School of Civil Engineering, Southwest Jiaotong University, Chengdu 610031, Sichuan, China; 2. Highway Planning, Survey, Design & Research Institute, Sichuan Provincial Transport Department, Chengdu 610041, Sichuan, China)

According to the preloading destructive test on small diameter steel pipe rowed piles, with a landslide worksite as the pile load test area, the horizontal load-displacement curve of different combinations of the structures was obtained. During the preloading test, when the load was increased to a limited value, the infection point of deformation curve appeared; when the load reached the ultimate value, large deformation of pile tops and partial outflow of the soil between piles appeared. However, the whole collapse or buckling failure of the steel pipe pile did not occur. According to the slow loading method, the ultimate horizontal bearing capacity of two rows of piles and three rows of piles was determined with different pile spacing and row spacing. The conclusions are drown by the tests that a composite bearing system is built through interaction of the steel pipe piles and soil between piles, and it greatly increases the bearing capacity of the small diameter steel pipe piles compared with the system without considering the action of soil between piles. Such factors as the bent structure strength, rows of steel pipe piles and reasonable row spacing affect its bearing capacity.

getechnical engineering;landslides; small diameter steel pipe piles; prototype test; horizontal bearing capacity; soil between piles

10.3969/j.issn.1674-0696.2015.01.17

2013-07-08；

2013-09-04

四川交通科技計劃項目(2007A15-2)

向 波(1973—)，男，四川榮縣人，高級工程師，博士研究生，主要從事巖土工程方面的研究。E-mail: xiangbo215@sina.com。

TU413.4

A

1674-0696(2015)01-078-06