(1.河南理工大學 土木工程學院，河南 焦作 454000；2.河南大學 土木建筑學院，河南 開封 475004)

隨著經(jīng)濟的發(fā)展、社會的進步，建(構(gòu))筑物規(guī)模不斷擴大，抗拔樁應用也越來越多，在隧道、地鐵、橋梁、輸電線塔、高聳建(構(gòu))筑物的地下室抗浮基礎中得到了廣泛應用。學者們對抗拔樁的承載特性進行了大量研究工作，并取得一定的研究成果。黃廣龍等[1]進行了軟土地基中微型樁的抗拔試驗研究，試驗結(jié)果表明，采用二次注漿工藝能顯著提高微型樁抗拔極限承載力，有效地減小抗拔樁位移。雍軍等[2]進行了等截面積X形樁和圓形樁抗拔性能對比模型試驗研究，試驗結(jié)果表明,在相同的樁頭位移下X形樁的側(cè)摩阻遠大于圓形樁，其極限抗拔力高出圓形樁約16.7%。周佳錦等[3]進行了靜鉆根植竹節(jié)樁抗拔靜載試驗，試驗結(jié)果表明，靜鉆根植抗拔樁中水泥土與樁周土接觸面摩擦性質(zhì)比灌注樁中樁土接觸面摩擦性質(zhì)要好，靜鉆根植抗拔樁的樁側(cè)摩阻力是鉆孔灌注樁的1.47～2.11倍。王衛(wèi)東等[4]結(jié)合地下車庫項目開展了擴底抗拔樁的極限承載力試驗，有限元數(shù)值模擬分析表明，擴大頭受周邊土體法向力的豎向分量是擴大頭抗力的主要組成部分，極限狀態(tài)下，其可占擴大頭抗力的70%左右。邵光輝等[5]通過室內(nèi)模型試驗，對比分析了普通抗拔樁與托底抗拔樁在極限抗拔承載力、樁身軸力傳遞、樁側(cè)摩阻力分布方面的差異及其原因。Gaaver等[6]進行了鋼樁的抗拔載荷模型試驗，試驗結(jié)果表明，單樁的抗拔承載力主要取決于樁體的埋置深度與樁徑的比值以及土體的性質(zhì)。Reddy等[7]分別對受單向抗拔樁以及水平抗拔組合荷載的模型樁進行了對比模型試驗，試驗結(jié)果表明在組合荷載作用下，水平和抗拔極限承載力會有所提高。Nasr[8]對油污染砂中豎向樁抗拔承載特性進行了研究，試驗結(jié)果表明,油污染后抗拔摩阻力顯著降低。Khatri1等[9]提出了一種確定抗拔承載力的方法，并分析了主要影響因素。Xu等[10]對新型的旋噴注漿錨樁進行了抗拔試驗研究，依據(jù)試驗結(jié)果提出了荷載沉降簡化計算方法。

由于承載力、環(huán)境保護的要求及工程地質(zhì)與水文地質(zhì)條件等的限制，采用單一工藝的樁型往往不能滿足某些情況下的工程要求，因此，有向組合式工藝樁方向發(fā)展的趨勢。高噴插芯組合樁(JPP樁)[11]結(jié)合了預應力管樁抗壓強度高、剛度大和高壓旋噴樁側(cè)摩阻較大、穿透能力強的優(yōu)點，兼具兩種樁型的優(yōu)勢,是一種既經(jīng)濟又施工速度快的樁型。JPP樁在豎向及水平荷載作用下的承載機理，相關學者已進行了大量研究[12-13]，而対抗拔承載特性研究較少，但在實際工程中常用于高層建筑地下室的抗浮設計，因此，理論落后于實踐。本文基于自主研發(fā)的大型樁基模型試驗臺，砂雨法施工，進行了不同組合形式下JPP樁抗拔承載特性模型試驗研究，對JPP樁的抗拔承載性能、樁身軸力、界面剪切規(guī)律等進行了分析。

1 試驗概況

1.1 模型槽

試驗模型槽的尺寸為2 m×2 m×2.5 m(長×寬×高)，模型槽東西南三側(cè)擋板均采用鋼板拼接組裝而成，模型槽的北側(cè)部分使用了有機玻璃，便于觀察土體變化情況。模型槽頂部有一個長方形鋼梁，由螺栓固定在模型槽頂部，能夠提供較大的豎向抗壓承載力和抗拔承載力。試驗使用機械式千斤頂進行手動加載，千斤頂量程為5 t，具有良好的穩(wěn)載效果，通過荷載傳感器以及馬歇爾數(shù)顯儀來手動控制每級施加荷載的大小。抗拔試驗加載系統(tǒng)如圖1(a)、(c)所示。

圖1 模型試驗系統(tǒng)實物圖Fig. 1 In-site pictures of model test

1.2 試驗土樣

試驗所用的土體為干砂，通過室內(nèi)試驗測得砂土的密度ρ=1.63 g/cm3，內(nèi)摩擦角φ=31°，黏聚力c=0，壓縮模量Es=11.61 MPa，對試驗中所用的干砂進行顆粒篩分試驗得到其顆粒級配曲線，如圖2所示。

圖2 顆粒級配曲線

試驗中采用砂雨法施工，砂土填筑時通過控制砂土與地面之間的落距來保證密實度，試驗過程中采用的砂雨法成樁現(xiàn)場操作如圖1(b)所示。在埋樁之前，預先在模型槽內(nèi)填0.5m厚砂性土，找平后、將樁進行定位。在砂土填筑過程中控制堵頭與土面的間的落距為0.5 m，通過室內(nèi)土工試驗測得土體的最大孔隙比為0.827，砂雨法后測得的最小孔隙比為0.505，天然孔隙比為0.625，從而得到密實度為62.7%。

1.3 模型樁制作

首先,確定實際工程中JPP樁常用的4種組合形式，如圖3所示。JPP模型樁尺寸為：樁長2 m，芯樁直徑70 mm，水泥土厚度15 mm，組合段直徑100 mm，模擬現(xiàn)場工程樁(樁長20 m，芯樁700 mm，水泥土厚度150 mm，組合段直徑1 000 mm)的承載性能。4種組合形式下的JPP樁水泥土總長度均為1 200 mm，分段組合I分兩段，每段樁長600 mm，分段組合II分3段，每段長400 mm。

圖3 模型JPP樁尺寸圖及實物圖(單位：mm)Fig. 3 Size of model JPP piles under different

JPP樁由芯樁和水泥土兩部分組成、鋼筋籠在芯樁內(nèi)部，主筋為3根φ6的冷拉筋，箍筋為φ2@20，用細鐵絲綁扎。芯樁的模具為內(nèi)徑70 mm，長2 m的PVC管，水泥土模具為內(nèi)徑110 mm、長度與相應組合段對應的PVC管。芯樁采用C40的混凝土，配合比為水泥∶砂∶碎石∶水=1∶1.35∶2.62∶0.43，在澆筑前，預制標準試塊，養(yǎng)護后測得試塊無側(cè)限抗壓強度為41.7 MPa。水泥土配合比為水∶水泥∶砂土=2∶3∶12，所用的砂土與填筑時所用的砂土一致，按照規(guī)范要求制作標準試塊養(yǎng)護好，測得其無側(cè)限抗壓強度為4.26 MPa，根據(jù)相關經(jīng)驗公式、水泥土的彈性模量取800 MPa。

1.4 模型試驗布置

模型試驗中4種不同組合形式的JPP樁在模型槽中的布置如圖4所示。

圖4 模型試驗布置示意圖(單位：mm)Fig. 4 The layout of model

通過在芯樁表面粘貼應變片來測得不同位置處芯樁的應變，從而得出芯樁軸力在相應荷載作用下沿樁身的變化情況。在模型試驗中，JPP樁水泥土的變形檢測是一個難點。為了保證應變協(xié)調(diào)，用彈性模量與水泥土相近的PPR管上粘貼應變片來實現(xiàn)。在保證垂直度的情況下，將PPR管對稱埋設在每段水泥土環(huán)壁中間，這樣就可以檢測每級荷載作用下水泥土應變的變化，從而求出水泥土軸力隨荷載的變化情況。試驗中，采用502膠作為應變片的膠粘劑，一般室溫下固化1 d，檢驗貼片質(zhì)量后，用703膠做保護層。樁身測點貼片示意圖如圖5所示。

圖5 測點布設(單位：mm)Fig. 5 Distributions of measuring

試驗采用維持荷載法分級加載，各級荷載下的穩(wěn)定標準以及終止加載條件都參照相關規(guī)范[14-15]中關于抗拔試驗的內(nèi)容來確定。試驗中每級加載后，在維持荷載不變的前提下，進行樁頂豎向上拔位移及樁身應変片的測量，然后,再進行下一級荷載，直到試驗終止條件出現(xiàn)。

2 單樁模型試驗結(jié)果與分析

2.1 荷載與樁頭上拔位移關系曲線的分析

進行了4種不同組合形式的JPP樁抗拔對比試驗。試驗采用快速維持荷載法，進行豎向加載后得到上拔荷載U(上拔變形量)與位移Δ曲線，如圖6所示。4根單樁的抗拔極限承載力分別為：下組合1.9 kN、分段組合II 1.7 kN、分段組合I 1.5 kN、上組合1.4 kN。下組合抗拔極限承載能力最大，其承載能力是分段組合II的近1.1倍，是分段組合I的近1.3倍，是上組合的近1.4倍。

圖6 單樁豎向上拔荷載位移曲線Fig. 6 Uplifting load-displacement curves of four model

在極限荷載下，分段組合I組合段處的樁側(cè)摩阻力提供的上拔承載力為1.14 kN,分段組合II組合段處的樁側(cè)摩阻力提供的上拔承載力為1.23 kN,上組合組合段處的樁側(cè)摩阻力提供的上拔承載力為1.0 kN，下組合組合段處的樁側(cè)摩阻力提供的上拔承載力為1.40 kN?？梢姡斀M合段位于樁身中下部時，樁側(cè)摩阻力發(fā)揮較充分，能夠提供較大的上拔承載力。

2.2 芯樁樁身軸力

圖7為各級荷載作用下，不同組合形式JPP樁的芯樁軸力沿樁身的分布情況。由圖7可知，在各級荷載作用下，芯樁樁身軸力由上到下依次逐漸減小，在不同的加載階段、不同的樁身位置，軸力曲線有著不同的減小速率，軸力曲線的斜率反映了樁側(cè)摩阻力的大小。

圖7 不同組合形式下的JPP芯樁軸力分布Fig. 7 Axial force curves of core pile under

分段組合I在0.25～0.85 m、1.15～1.75 m區(qū)間內(nèi)，分段組合II在0.2～0.6 m、0.8～1.2 m、1.4～2.0 m區(qū)間內(nèi)，軸力沿著樁身遞減比較迅速，說明在該區(qū)間內(nèi)樁側(cè)摩阻力發(fā)揮比較充分。分段組合I在0.85～1.15 m的區(qū)間內(nèi)樁身軸力遞減較為緩慢，這可能是由于該位置剛好處于相鄰水泥土段的中間，組合段的樁徑較芯樁而言較大，樁體在上抬過程中使位于組合段之間的土體形成一定的空穴，導致該部位的土體產(chǎn)生應力松弛。該部位的側(cè)摩阻力較小，在軸力變化曲線上體現(xiàn)為該段曲線斜率較小，同樣的現(xiàn)象也在分段組合II的0.6～0.8 m以及1.2～1.4 m區(qū)間的軸力曲線斜率變化上得以體現(xiàn)。上組合在0～1.2 m樁身軸力曲線近似為線性分布，樁身軸力向下傳遞速率比較快，上部側(cè)摩阻力發(fā)揮比較充分、且較為穩(wěn)定。1.2～1.6 m區(qū)間內(nèi)軸力曲線斜率較小，這可能是因為組合段樁徑較大，在樁體上抬過程中導致下部土體應力松弛，下部芯樁與樁周土體間的側(cè)摩阻力較小，使得軸力曲線斜率較小，在該影響范圍以外。1.6～2.0 m區(qū)間內(nèi)樁身軸力曲線斜率又開始變大。下組合的樁身軸力沿深度遞減較為均勻，樁身上部軸力遞減比較緩慢，樁身下部軸力遞減明顯加大，隨著荷載的不斷增加，逐漸由上部轉(zhuǎn)移到樁身下部，使得下部樁側(cè)摩阻力發(fā)揮較為充分。

2.3 樁側(cè)摩阻力分析

由芯樁樁身軸力變化可得4種不同組合形式的JPP樁在各級荷載作用下樁側(cè)摩阻力的變化情況，芯樁側(cè)摩阻力由式(1)求得。

fsi=(Ni-Ni+1)/Asi

(1)

式中：fsi為第i個斷面與第i+1個斷面之間的平均側(cè)摩阻力；Ni為第i個斷面的樁身軸力；Ni+1為第i+1個斷面的樁身軸力；Asi為第i個斷面與第i+1個斷面間的樁側(cè)表面積。其中，組合段時用JPP樁組合段直徑，非組合段用芯樁直徑。JPP樁在各級荷載作用下的樁側(cè)摩阻力分布如圖8所示。

圖8 不同組合形式的JPP樁側(cè)摩阻力的分布Fig. 8 Side resistance distributions of different

參考相關文獻[16-17]，由圖8可知，分段組合I與分段組合II的側(cè)摩阻力分布規(guī)律較為一致，沿著樁身自上至下側(cè)摩阻力依次呈現(xiàn)出先增后減的變化趨勢。分段組合I在1.15～1.75 m區(qū)間內(nèi)側(cè)摩阻力達到最大，分段組合II在0.8～1.2 m區(qū)間內(nèi)側(cè)摩阻力達到最大。對于分段組合而言，在相鄰組合段的中間位置樁側(cè)摩阻力較小，分段組合I的0.85～1.15 m區(qū)間內(nèi)，分段組合II的0.6～0.8 m、1.2～1.4 m區(qū)間內(nèi)的側(cè)摩阻力都比較小。這與分段組合的樁型構(gòu)造特點有關，位于相鄰組合段中間的芯樁，樁徑相較于組合段而言較小。樁體在上拔過程中，位于組合段之間的土體形成一定的空穴，導致該部位的土體產(chǎn)生應力松弛，且下部的組合段樁徑較大，阻礙了芯樁部位土體的下移，使得樁土間的相對位移變化較小。而樁側(cè)摩阻力的產(chǎn)生主要是由樁土之間產(chǎn)生的相對位移引起的，因此，限制了該處側(cè)摩阻力的發(fā)揮，在該部位的側(cè)摩阻力具有一定的弱化現(xiàn)象。上組合的側(cè)摩阻力在0～1.2 m區(qū)間內(nèi)由上到下逐漸遞增，在0.6～1.2 m區(qū)間內(nèi)側(cè)摩阻力達到最大，呈現(xiàn)出在一定區(qū)間內(nèi)逐漸遞增的規(guī)律。在1.2～1.6 m區(qū)間內(nèi)側(cè)摩阻力值達到最小值，這可能是因為組合段樁徑較大，在樁體上抬過程中導致下部一定范圍內(nèi)土體應力松弛，使得下部樁徑較小的芯樁與樁周土體間的側(cè)摩阻力變小。在該影響范圍之外的1.6～2.0 m區(qū)間內(nèi)側(cè)摩阻力又開始變大。下組合在0～1.4 m區(qū)間內(nèi)側(cè)摩阻力沿著樁身自上之下依次遞增，在0.8～1.4 m區(qū)間內(nèi)側(cè)摩阻力達到最大，區(qū)間遞增規(guī)律明顯，在1.4～2.0 m區(qū)間內(nèi)呈現(xiàn)小幅度的減小。

2.4 樁側(cè)摩阻力與樁土相對位移

JPP樁作為一種組合樁基，在分析過程中將芯樁與水泥土作為一個整體，在荷載作用下芯樁與水泥土變形協(xié)調(diào)，在此基礎上分析樁側(cè)摩阻力與樁土相對位移的變化關系。

樁土相對位移由式(2)求出。

(2)

式中：Sj為為樁土相對位移；S為樁頂上拔位移實測值；li為第i斷面和i+1斷面之間的樁長；εi和εi+1分別為第i斷面和第i+1斷面處應變片應變。

參考相關文獻[18-19]，對樁側(cè)摩阻力、樁頂位移及樁身變形相關數(shù)據(jù)進行分析、處理，得到4種樁型的各段樁側(cè)摩阻力與樁土相對位移關系，如圖9所示。

圖9 樁側(cè)摩阻力樁土相對位移曲線Fig. 9 Relationships between side resistance and relative displacement for different

從圖9可以看出，不同組合形式的JPP樁側(cè)摩阻力在樁土相對位移較小時便增長至較大值，在達到較大值之前，隨樁土相對位移的變化曲線均表現(xiàn)出近似線性相關。隨著樁土相對位移的繼續(xù)增加，不同組合樁型的樁身不同位置處的樁側(cè)摩阻力的變化表現(xiàn)出一定的差異。分段組合I在樁身0～0.25 m區(qū)間處，樁土相對位移不足3 mm時，樁側(cè)摩阻力便達到基本不變的狀態(tài)，趨于穩(wěn)定極限值1.6 kPa。在0.85～1.15 m區(qū)間處，當樁土相對位移達到1.3 mm之后，樁側(cè)摩阻力隨樁土相對位移的增加略有變大趨勢，但變化較小。在樁身0.25～0.85、1.15～1.75、1.75～2.0 m區(qū)間處，樁側(cè)摩阻力在達到較大值后并沒有表現(xiàn)出軟化現(xiàn)象，而是隨著樁土相對位移的增加，樁側(cè)摩阻力值仍有逐漸增大的趨勢。分段組合II在樁身0～0.2、0.2～0.6、0.6～0.8 m的區(qū)間位置處，樁側(cè)摩阻力在達到極限值后趨于穩(wěn)定，不再隨著樁土相對位移的增加而增大。在樁身0.8～1.2、1.2～1.4、1.4～1.8、1.8～2.0 m區(qū)間處，樁側(cè)摩阻力在樁土相對位移達到6 mm以后并沒有減弱的跡象，隨樁土相對位移的增加，樁身各區(qū)間處的樁側(cè)摩阻力表現(xiàn)出不同程度的增加。上組合樁側(cè)摩阻力在達到極限值前，與樁土相對位移的變化曲線近似線性相關，樁側(cè)摩阻力亦在樁土相對位移較小時便達到較大值。隨著樁土相對位移的繼續(xù)增加，樁側(cè)摩阻力基本保持不變，表現(xiàn)出較為理想的彈塑性特征。下組合樁側(cè)摩阻力隨樁土相對位移的增加而增加，表現(xiàn)出間斷的線性相關。在樁側(cè)摩阻力0～1、1～3 kPa區(qū)間上，與之相對應的樁土相對位移曲線表現(xiàn)出線性變化關系。在樁身0～0.4 m區(qū)間處，樁土相對位移達到2.5 mm時，樁側(cè)摩阻力便達到基本不變的狀態(tài)，趨于穩(wěn)定極限值1.8 kPa。在樁身0.4～0.8、0.8～1.4、1.4～2.0 m區(qū)間處，樁側(cè)摩阻力在達到較大值后，隨著樁土相對位移的增加，仍表現(xiàn)出不同程度的增加。

從圖9中可以看出，樁側(cè)摩阻力與樁土相對位移關系，均呈現(xiàn)出近似雙曲線分布，可用式(3)近似表示。

τ=s/(a+bs)

(3)

式中：τ為樁側(cè)摩阻力；s為樁土相對位移；a、b為擬合系數(shù)。

通過非線性擬合，得出各類型JPP樁組合段位置處水泥土與樁周土平均側(cè)摩阻力與相對位移雙曲線模型的擬合系數(shù)a、b，如表1所示。

表1 擬合系數(shù)表Table 1 Fitting coefficient for Eq. (3)

3 結(jié)論

基于自主研發(fā)的大型樁基模型試驗系統(tǒng)，進行了不同組合形式下JPP樁抗拔模型試驗，對上拔承載力、樁身軸力、樁側(cè)摩阻力等進行了全面分析，得出如下結(jié)論：

1)在抗拔試驗中，不同組合形式對JPP樁抗拔承載力影響較大。下組合抗拔承載能力最大，是分段組合II的近1.1倍，是分段組合I的近1.3倍，是上組合的近1.4倍。并且，同長度組合段所提供的抗拔承載力中下組合也是最大，可見，組合段位于芯樁的下部能充分發(fā)揮JPP樁承受豎向上拔荷載的能力。

2)JPP樁不同位置處的側(cè)摩阻力隨樁土相對位移的增加而逐漸變大，呈現(xiàn)雙曲線形，并在樁土相對位移較小時,樁側(cè)摩阻力便達到較大值。砂土中JPP樁側(cè)摩阻力達到極限值所需要的位移在2 mm左右,JPP樁上部的側(cè)摩阻力較容易達到極限值，然后趨于穩(wěn)定。在JPP樁中下部不同位置處，樁側(cè)摩阻力隨樁土相對位移的增加仍有遞增的趨勢，樁側(cè)摩阻力并沒有完全達到極限值，仍有發(fā)揮的潛力。

3)上組合樁側(cè)摩阻力發(fā)揮潛力較小，下組合發(fā)揮充分，在實際工程中JPP樁宜將組合段設置到樁身中下部，充分發(fā)揮JPP樁側(cè)摩阻力，提高抗拔承載力。

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