趙慧玲, 王振江

(上海大學土木工程系, 上海 200444)

預制裝配式結構在國內土建領域內的應用日益廣泛。在基坑圍護結構中采用預制裝配式結構，不僅產品質量有保障，還可以簡化現(xiàn)場作業(yè)，減少施工噪聲、振動、泥漿等環(huán)境污染.預制混凝土圍護樁具有樁身質量好、施工速度快、樁身檢測方便、可工廠化生產、一次性投入、無回收費用等優(yōu)點。不同于豎向承載的基礎樁，圍護樁樁身主要承受水平向水土壓力及內支撐的作用力，因此對預制圍護樁重點考察的是其抗剪、抗彎性能[1-2]。預應力工字型預制樁近年來被開發(fā)應用于實際基坑支護工程中[3]，縱向配置高強度預應力混凝土(prestressed concrete，PC)鋼棒代替普通鋼筋，具有較高的抗彎承載力。張鵬等[4]通過試驗研究了預應力工字型預制樁的受彎破壞特征、裂縫開展情況和受彎承載力。卓寧[5]進行了預應力工字型樁的彎剪試驗研究，分析了工字型樁的抗剪性能。劉帆等[6]通過后張法預應力工字型樁的抗彎、抗剪試驗，檢驗并改進了工字型樁力學性能的理論計算公式。彭燕偉等[7]探討了鋼筋混凝土預制樁和組合樁在水平荷載作用下的受荷特征和承載力。

值得注意的是，預制混凝土圍護樁為工廠化制作，樁長為標準化長度，在基坑支護工程中需要根據實際需求進行接樁。在使用中，拼接圍護樁承受較大的剪力，尤其是內支撐的作用力會引起圍護樁體的剪力突變，因此接頭處的抗剪強度成為控制圍護樁安全的關鍵問題之一。

為改進傳統(tǒng)的焊接接頭，本工作提出采用翼緣處錨固的L 型鋼板鋼、連接板及高強螺栓的接頭形式連接預應力混凝土預制工字型樁端，通過對這種新型樁接頭進行了剪切試驗，觀察接頭的破壞過程，分析其剪切破壞特征，得到剪切極限荷載，再對接頭的受剪過程進行了有限元數(shù)值模擬，并對影響接頭抗剪承載力的參數(shù)進行了分析，為改進預制樁接頭形式、優(yōu)化其構造提供參考。

1 預制樁接頭剪切試驗

1.1 試件

本試驗采用原型預制工字型樁，樁內頂部(迎土層)與底部(迎坑側)分別配置12、14 根與樁身統(tǒng)長的PC 鋼棒(見圖1(a))。PC 鋼棒錨固于樁端翼緣的L型鋼板。

目前應用的預制樁接頭大多是焊接接頭，即樁身內的縱向PC 鋼棒錨固于設置在樁端上、下翼緣的鋼板，然后再將兩塊鋼板焊接起來[8]。由于焊接操作復雜，本工將作樁接頭構造中原來的上下翼緣端板改為上下翼緣端部L型鋼板，再采用厚度為30 mm 的連接鋼板與兩個鄰接的L 型鋼板由高強螺栓連接在一起(見圖1(b))。樁身混凝土為C40 混凝土，接頭處的所有鋼板為Q345 鋼。

1.2 試驗裝置與加載方案

試件由樁A、B 兩段組成，中間為接頭部分。試件頂部對應于迎土側，底部為迎坑側。接頭處的頂部、底部分別布置拉線式位移計(見圖2(a))。試件A 段采用地錨拉桿固定于剛度很大的型鋼墩上，作動器加載端下放置直徑50 mm 的鋼輥軸，輥軸下墊砂層，以避免加載的不均勻性。加載輥軸位于接頭處的L 型鋼板邊緣外側10 mm，以避免直接加載至鋼板上。接頭處4 個L 型鋼板的角部各設置位移計1、2、3 和4(見圖2(b))，每對角部的相對豎向位移為接頭頂?shù)撞康募羟形灰?，即位移? 和1 的豎向相對位移為接頭頂部的剪切位移，位移計4 和2的豎向相對位移為接頭底部的剪切位移。位移計5 設置于B 樁頂部加載點對應的位置，以作為位移加載機制的控制量。在角部位移計對應的另一側相同位置設置位移計，以及時校驗加載過程中樁身的平面外穩(wěn)定性，保證其不發(fā)生扭轉。在接頭處的頂部連接鋼板表面布置沿樁縱向的應變片，用于測量鋼板的縱向拉伸應變，分析鋼板在剪切狀態(tài)下的受力情況。

圖1 預制工字型樁接頭Fig.1 Joint of the prestressed precast I-piles

圖2 接頭剪切試驗裝置示意圖Fig.2 Schematic diagram of joint shear test set-up

加載裝置為200 T 液壓作動器，加載方式為單調靜力加載、荷載與位移混合控制加載。預加載至50 kN 卸載后，荷載從0 逐級加載至預估屈服荷載500 kN，每級遞增50 kN；然后采用作動器加載點處的豎向位移控制加載過程，每級遞增1 mm，直至接頭破壞。加載過程如圖3 所示。整個加載過程中，每級荷載加載完畢，靜置至荷載穩(wěn)定后繼續(xù)加載。

1.3 試件破壞過程

荷載從0 增加至450 kN 時，接頭部位A 樁試件上出現(xiàn)明顯的斜裂縫，自頂向下延伸。荷載繼續(xù)增加，A樁試件頂部、底部L 型鋼板附近的混凝土出現(xiàn)細密的橫向裂縫。隨著荷載不斷增大，樁腹板上由構件頂部斜向延伸的斜裂縫增多，主斜裂縫加寬，樁頂、底翼緣上的混凝土細密裂縫愈加顯著。當位移增加至15 mm，對應荷載為740 kN 時，位移發(fā)展較快；位移增加至25 mm，構件發(fā)出巨響，頂、底部混凝土明顯壓潰，主斜裂縫加寬，荷載迅速下降，構件剪切破壞。構件破壞后的裂縫分布情況如圖4 所示。裂縫主要分布在接頭部位的A 樁，最大裂縫寬度為5 mm，發(fā)生在樁腹板中部，試件頂部和底部有壓潰的混凝土剝落。兩塊L型鋼板有明顯的豎向錯動，連接板向加載端傾斜。接頭處裂縫發(fā)展得較為充分，說明接頭具有一定的延性。

圖3 荷載加載過程Fig.3 Loading process of loads

圖4 試件破壞形態(tài)Fig.4 Form of the specimen after damage

接頭試件的加載點荷載-位移曲線及荷載-剪切位移曲線如圖5 所示，其中頂部剪切位移為位移計3 與位移計1 的豎向相對位移，底部剪切位移為位移計4 與位移計2 的豎向相對位移。曲線初始段為線性段，當荷載增加至140 kN，進入彈塑性曲線段。當荷載為740 kN，加載點位移為15 mm 時，曲線出現(xiàn)明顯的屈服平臺。隨后加載點位移發(fā)展較快，荷載增加緩慢。極限荷載為774 kN，對應的加載點位移為25 mm 時，隨即出現(xiàn)下降段，試件破壞。頂部、底部剪切位移曲線出現(xiàn)明顯差異，說明接頭處的混凝土本身發(fā)生了剪切變形，極限荷載對應的頂部、底部剪切位移分別為9 和3 mm。

由圖5 可知，試驗得到的接頭極限抗剪承載力為774 kN、屈服抗剪承載力為740 kN，均大于根據《混凝土結構設計規(guī)范》[9]計算得到的樁身抗剪承載力標準值697 kN，說明接頭處抗剪承載力滿足要求。

圖5 荷載-加載點位移及剪切位移曲線Fig.5 Load-loading point displacement and shear displacement curve

2 有限元數(shù)值模擬

2.1 模型建立

圖6 為接頭試件的有限元模型。為實現(xiàn)精細化模擬，模型中所有部件均采用三維實體單元(C3D8)模擬，PC 鋼棒與樁身混凝土間采用內置區(qū)域約束，使混凝土與內置PC 鋼棒變形協(xié)調；連接板、L 型鋼板、混凝土三者對應接觸面之間建立面-面接觸，法向為硬接觸，切向鋼板之間摩擦系數(shù)取為0.6，鋼板與混凝土之間取為0.65; 連接板、L 型鋼板分別與高強螺栓粘結；PC 鋼棒端部與L 型鋼板粘結。由于圍護樁為地下工程中的臨時性構件，其制作精度要求低于永久性結構構件，試驗及實際制作中保證端部鋼板緊密接觸，對樁端混凝土的接觸不作要求，因此建模時不考慮混凝土交界面的接觸。模型中接頭左側A 樁上，距離L型鋼板10 cm以外的頂面與底面區(qū)域的節(jié)點的所有自由度均固定，與試驗邊界條件一致。為避免對點施加集中荷載，接頭右側的B樁頂部10 cm 寬度區(qū)域面上建立該面與參考點的耦合關系，通過在參考點上施加位移邊界條件來實現(xiàn)對構件施加位移荷載，施加的位移大小為25 mm。

圖6 試件有限元模型Fig.6 Finite element model of the specimen

2.2 材料參數(shù)

對混凝土材料采用混凝損傷塑性(concrete damaged plasticity, CDP)模型來定義其非彈性行為。CDP 模型是連續(xù)的、基于塑性的混凝土損傷模型，可以描述混凝土單調、循環(huán)或動載作用下的塑性損傷效應[10]。

混凝土彈性模量E= 32.5 GPa，泊松比取0.2?；炷翐p傷塑性模型中塑性參數(shù)膨脹角取為30，流動勢偏移值取為0.1，雙軸極限抗壓強度與單軸極限抗壓強度比fb0/fc0取為1.16，拉伸子午面上和壓縮子午面上的第二應力不變量之比K取為0.666 7，黏性系數(shù)取為0.000 5。

混凝土損傷塑性模型中拉伸和壓縮行為如圖7 所示，其中E0為材料的初始彈性模量;dt、dc分別為混凝土單軸拉、壓損傷演化參數(shù)，是彈性應變與非彈性應變比值的函數(shù)，可以表征混凝土損傷程度，取值范圍0～1，取值越大表示混凝土拉、壓損傷程度越大；σt0為單軸抗拉極限強度，σc0為單軸抗壓屈服強度；σcu為混凝土單軸抗壓極限強度；和分別為等效塑性拉應變和等效塑性壓應變；和分別為彈性拉應變和彈性壓應變.

圖7 混凝土單軸應力應變曲線Fig.7 Uniaxial stress-strain curve of concrete

鋼的應力應變關系采用雙線性型，二次強化剛度為彈性模量的1/100。鋼板的彈性模量為200 GPa，泊松比為0.3，屈服強度為370 MPa；預應力鋼棒彈性模量為200 GPa，泊松比為0.3，屈服強度為785 MPa；螺栓彈性模量為200 GPa，泊松比為0.3，屈服強度為1 420 MPa。

2.3 結果分析

2.3.1 整體分析

有限元數(shù)值模擬可再現(xiàn)構件整個受剪過程中各細部的力學性態(tài)發(fā)展。荷載加載至450 kN，接頭左側A 樁腹板上出現(xiàn)第一條斜裂縫時，試件接頭部位與相應有限元模型的最大主(拉)應變云圖(見圖8(a))。可以看出，腹板上較大的主應變分布區(qū)域及走向與試驗得到的裂縫相符。試件破壞時構件裂縫與模型的最大主(拉)應變云圖(見圖8(b))。可以看出，腹板上拉應變較大的區(qū)域進一步擴大，靠近翼緣的部位也出現(xiàn)了拉應變較大的區(qū)域，與試驗得到裂縫區(qū)及裂縫發(fā)展情況相符合。

圖8 試件裂縫發(fā)展與數(shù)值模擬的最大主塑性應變云圖對比Fig.8 Comparison of the maximum principal plastic strain contour and crack of specimen

圖9 為試件破壞時構件與模型等效塑性應變云圖。試件的破壞表現(xiàn)為主斜裂縫及翼緣與腹板過渡區(qū)的損傷，其中主斜裂縫主要是由于接頭構造頂?shù)撞康腖型鋼板使得加載點與固定端有一定距離，加載并非理想的純剪切加載。試件翼緣至腹板的過渡區(qū)域混凝土壓潰剝落，與云圖中塑性應變最大的區(qū)域位置相符。翼緣與腹板過渡區(qū)的應力較大，但截面卻減小且突變點產生應力集中，因此該區(qū)域較多的裂縫集中出現(xiàn)。下翼緣L 型鋼板附近的混凝土壓碎，云圖中相應位置也有較大的塑性應變分布。對比圖8 和9 可以看出，本工作中的有限元數(shù)值模擬可較為準確地再現(xiàn)接頭試件的損傷累積過程及最終破壞形態(tài)。

圖9 試件破壞時試件與模型等效塑性應變云圖Fig.9 Equivalent plastic strain contour of specimen and model when the specimen is damaged

圖10(a)所示為荷載-加載點位移的試驗與數(shù)值模擬曲線。對比結果顯示：數(shù)值模擬的試件初始剛度與試驗吻合，其中數(shù)值模擬的屈服荷載采用雙直線法確定；屈服荷載模擬值與實測值分別為730、740 kN，相對誤差為1%。屈服位移模擬值與實測值分別為13、15 mm，相對誤差為13%。將模擬計算的屈服荷載作為構件的抗剪承載力，抗剪承載力模擬值與實測值分別為730、774 kN，相對誤差為5.6%。圖10(b)所示為荷載與接頭連接鋼板應變關系的試驗與數(shù)值模擬曲線?？梢钥闯觯瑑蓷l曲線的趨勢基本一致，屈服荷載對應的應變模擬值與實測值分別為1 132、1 258 με (με 為微應變)，相對誤差為10%。

圖10 荷載-加載點位移、鋼板縱向應變的試驗和數(shù)值模擬曲線Fig.10 Experimental and numerical curves of load-displacement and longitudinal strain on steel plate

由前述的對比可知，數(shù)值模擬結果與試驗結果吻合較好，表明采用本工作的有限元數(shù)值模擬分析預制樁接頭剪切作用下的力學行為可行。

2.3.2 局部分析

采用數(shù)值模擬對不便在試驗中觀測的試件各部位的受力過程進行分析。圖11 所示為整個加載過程L 型鋼板與連接鋼板的Mises 應力變化過程(集中顯示，各鋼板的相對位置并非實際位置)。由11 圖可知：應力較大的區(qū)域為頂部和底部連接鋼板的中部、頂部左側L 型鋼板和底部右側L型鋼板的角部，最大應力位于連接板中部；隨著位移從2 mm 增加至10 mm，接頭處鋼板的最大應力分別為147、205、275 MPa；當位移為15 mm 時，底部連接鋼板中部的應力達到屈服強度，底部連接板對應于兩預制樁接縫處形成條狀塑性區(qū)域，此后隨著位移增加，連接板的屈服區(qū)域逐漸擴大。

圖11 不同位移時L 型鋼板與連接鋼板的Mises 應力云圖Fig.11 Mises stress contour of L-shape steel plate and connecting plate at different displacements

圖12為樁內縱向PC 鋼棒的Mises 應力變化過程。當位移為10 mm 時，框內頂部加載及固定區(qū)域對應的鋼棒的最大應力達到屈服強度，此后隨著位移增加，鋼棒屈服段的長度逐漸增大。當位移為10 mm 時，框內底部固定區(qū)域對應的邊部鋼棒的最大應力達到屈服強度，此后隨著位移增加，固定區(qū)域處的其余鋼棒屈服，且鋼棒屈服段的長度逐漸增大。對比圖12(a)和(b)可知，頂部(迎土側)PC 鋼棒的應力大于底部(迎坑側)，塑性發(fā)展也較底部顯著。

3 參數(shù)分析

接頭剪切破壞外觀表現(xiàn)為混凝土裂縫及壓潰。由各部位受力過程分析可知，連接鋼板、頂部PC 鋼棒較先屈服。因此，采用有限元數(shù)值模擬計算，分析混凝土強度、連接鋼板強度、PC鋼棒數(shù)量作為變量參數(shù)對樁接頭抗剪承載力的影響是必要的。

3.1 混凝土強度

圖13 為混凝土強度不同時對應的接頭的荷載-位移曲線?？梢钥闯觯夯炷翉姸确謩e為C30、C35、C40、C45、C50 等級時，接頭的抗剪承載力分別為690、720、730、793、816 kN，即隨著混凝土強度增加，樁接頭的抗剪承載力提高；當混凝土強度由試驗中使用的C40 混凝土提為C45 時最為顯著，提高幅度為8.6%。

3.2 連接鋼板強度

圖14 為接頭連接鋼板強度不同時對應的荷載-位移曲線。由圖14 可知，隨著連接鋼板屈服強度提高，接頭抗剪承載力的提高并不明顯，相比于原試件，變化幅度均在5%以內。

圖12 PC 鋼棒Mises 應力云圖Fig.12 Mises stress contour of the PC steel bar

圖13 混凝土強度不同時試件的荷載-位移曲線圖Fig.13 Load-displacement curves of specimen under different concrete strengths

3.3 PC鋼棒數(shù)量

試件樁內頂部(迎土層)與底部(迎坑側)分別配置12、14 根縱向PC 鋼棒，試件接頭的荷載-位移曲線如圖15 所示?？梢钥闯?，隨著頂部PC 鋼棒數(shù)量的減少，接頭抗剪承載力大幅降低。當頂部的PC 鋼棒分別減去2、4、6 根時，對應的抗剪承載力分別為668、529 和499 kN，相比于原試件，降低幅度別為8.5%、27.5%和31.6%。但是，減少底部PC 鋼棒數(shù)量對承載力的影響并不明顯，相比原試件的降低幅度均小于2%。因此，從接頭抗剪承載力的角度，底部PC 鋼棒數(shù)量可進一步優(yōu)化。

圖14 同連接鋼板強度不時試件的荷載-位移曲線Fig.14 Load-displacement curves of specimen under different strengths of connected steel plate

圖15 PC 鋼棒數(shù)量不同時試件的荷載-位移曲線Fig.15 Load-displacement curves of specimen under different numbers of PC steel bars

4 結束語

本工作通過對翼緣L 型鋼板鋼-連接鋼板-螺栓連接的預制樁接頭的剪切試驗，研究了接頭的破壞特征及極限抗剪承載能力，并采用有限元方法對接頭的受剪過程進行了數(shù)值模擬，對試件各部位的受力過程進行了分析，最后分析了混凝土強度、連接鋼板強度、PC 鋼棒數(shù)量對樁接頭抗剪承載力的影響。

(1)連接鋼板-螺栓連接的預制樁接頭的剪切破壞特征為貫通的斜裂縫及頂、底部混凝土壓潰，接頭極限抗剪承載力為774 kN，對應的剪切位移為9 mm，該接頭抗剪延性較好。

(2)隨著剪切荷載的增加，接頭頂、底部的連接鋼板及頂部PC 鋼棒較其他部位先屈服，且其塑性發(fā)展較快。

(3)隨著混凝土強度增加，接頭的抗剪承載力提高，當混凝土強度由的C40 提為C45 時最為顯著，提高幅度為8.6%。

(4)隨著連接鋼板屈服強度提高，接頭抗剪承載力提高并不明顯。

(5)隨著頂部PC 鋼棒數(shù)量的減少，接頭抗剪承載力大幅降低，但減少底部PC 鋼棒數(shù)量對承載力的影響并不明顯。底部的鋼棒是按照樁的抗彎承載力要求配置的，樁身大部分區(qū)域的底部(迎坑側)需要承受彎矩(水土壓力造成)產生的拉應力，底部需配置較多鋼棒，數(shù)量多于頂部。

本研究針對螺栓連接預制樁接頭的抗剪性能及其影響因素，為進一步改進接頭形式提供依據，實際PC 鋼棒的數(shù)量及配置尚需結合接頭抗彎承載力及樁身承載力綜合確定，將在下一步工作中進行研究。