黃春峰

中國鐵路上海局集團(tuán)有限公司，上海200071

表1 部分已通車鐵路管樁應(yīng)用情況

為了分析PHC管樁與承臺(tái)連接的承載力，許多學(xué)者相繼開展了相關(guān)研究。文獻(xiàn)［11-12］對(duì)管樁的水平承載機(jī)理和管樁布置形式進(jìn)行了研究；文獻(xiàn)［13-14］對(duì)節(jié)點(diǎn)樁端在靜力作用下的受彎、受剪性能進(jìn)行了研究，發(fā)現(xiàn)管樁的破壞形態(tài)主要有樁身彎剪破壞和樁與承臺(tái)連接節(jié)點(diǎn)受彎破壞兩種；文獻(xiàn)［15］通過PHC管樁與承臺(tái)連接節(jié)點(diǎn)樁端往復(fù)荷載試驗(yàn)發(fā)現(xiàn)，在加載過程中樁端部位發(fā)生嚴(yán)重的受彎破壞。

本文依托滬蘇湖鐵路，通過有限元分析和試驗(yàn)研究高速鐵路大直徑管樁與承臺(tái)的抗彎連接性能。

1 工程概況

新建滬蘇湖鐵路是一條連接上海、蘇州、湖州的長(zhǎng)三角城際軌道交通的高速鐵路，在地質(zhì)適宜的部分橋段，簡(jiǎn)支梁樁基應(yīng)用了壁厚為130 mm、直徑為1 m的AB型PHC管樁。根據(jù)墩高及地質(zhì)情況，樁基設(shè)計(jì)了8φ1.0 m梅花型、10φ1.0 m梅花型和12φ1.0 m行列式型三種布置方式，樁長(zhǎng)45~55 m。

2 管樁與承臺(tái)連接方式

關(guān)于管樁與承臺(tái)連接的傳統(tǒng)設(shè)計(jì)方式，文獻(xiàn)［2］給出了兩種節(jié)點(diǎn)連接設(shè)計(jì)方法。

1）焊接連接鋼筋法（圖1）。在端板上直接焊接連接鋼筋，或在端板上焊接連接鋼板并在連接鋼板上焊接連接鋼筋。該種節(jié)點(diǎn)連接方法在大直徑管樁的應(yīng)用中存在較多問題：①現(xiàn)場(chǎng)焊接工程量大，且焊接質(zhì)量不容易保證；②鋼筋與端板的連接焊縫與鋼筋受力方向垂直，會(huì)產(chǎn)生應(yīng)力集中，容易撕裂。

圖1 采用焊接連接鋼筋法的節(jié)點(diǎn)設(shè)計(jì)

2）填芯法（圖2）。在管樁內(nèi)放置連接插筋并澆灌填芯混凝土。該方法存在的問題：①填芯混凝土的密實(shí)度及承臺(tái)與管樁之間的連接性能直接決定了承臺(tái)與管樁整體性的好壞，從而影響受力的傳遞；②受新舊混凝土及管樁內(nèi)表面清潔度的影響，使用該方法時(shí)施工質(zhì)量不容易得到保證。

圖2 采用填芯法的節(jié)點(diǎn)設(shè)計(jì)

對(duì)部分已經(jīng)通車的鐵路項(xiàng)目PHC管樁基礎(chǔ)與承臺(tái)的連接方式進(jìn)行調(diào)研，發(fā)現(xiàn)滬通鐵路Ⅰ期、蒙華鐵路、滬杭高鐵均采用焊接鋼筋法和填芯法的組合方法。

針對(duì)節(jié)點(diǎn)連接設(shè)計(jì)方法存在的問題，提出了一種改進(jìn)的連接鋼筋錨固方法——端板下預(yù)埋套筒的機(jī)械連接法（圖3）。在管樁預(yù)制時(shí)將錨固套筒預(yù)埋在樁端板的固定螺栓孔下，根據(jù)受力情況決定是否預(yù)埋樁身鋼筋。在施工現(xiàn)場(chǎng)，管樁沉樁就位后，直接將錨固鋼筋擰入預(yù)埋套筒，并澆筑承臺(tái)混凝土，實(shí)現(xiàn)管樁與承臺(tái)的連接。

本研究中，患者術(shù)后6個(gè)月的植骨融合率較低，其原因可能在于：(1)結(jié)核患者一般營(yíng)養(yǎng)情況較差，體質(zhì)弱；(2)患者服藥依從性較差，沒有按照標(biāo)準(zhǔn)抗結(jié)核治療方案服藥；(3)患者過早下地活動(dòng)或手術(shù)部位不穩(wěn)定；(4)少數(shù)患者開始出現(xiàn)結(jié)核藥物耐藥。擬采取以下措施予以改進(jìn)：(1)囑患者及其家屬加強(qiáng)營(yíng)養(yǎng)支持；(2)充分同患者交流，告知規(guī)范服藥的重要性及后果；(3)囑患者盡量臥床休息，減少術(shù)區(qū)的過度活動(dòng)，進(jìn)一步加強(qiáng)術(shù)區(qū)手術(shù)固定的牢固程度；(4)及時(shí)發(fā)現(xiàn)、更換敏感抗結(jié)核藥物。在今后的研究中，將圍繞以上因素進(jìn)行深入分析，充分明確影響胸腰椎結(jié)核手術(shù)患者早期植骨融合的危險(xiǎn)因素，為促進(jìn)胸腰椎結(jié)核手術(shù)患者的早期康復(fù)提供建議。

圖3 預(yù)埋套筒法的節(jié)點(diǎn)設(shè)計(jì)

為了驗(yàn)證新型連接節(jié)點(diǎn)的可靠性，以傳統(tǒng)焊接連接鋼筋法的節(jié)點(diǎn)為對(duì)照組，開展現(xiàn)場(chǎng)足尺靜力對(duì)比試驗(yàn)，研究不同連接節(jié)點(diǎn)在水平荷載作用下的受力性能。

3 水平推力試驗(yàn)設(shè)計(jì)

3.1 試件及地質(zhì)條件

選取滬蘇湖鐵路2標(biāo)段蘇湖特大橋吳興橋段281#、282#墩進(jìn)行現(xiàn)場(chǎng)試驗(yàn)。共設(shè)計(jì)了2個(gè)足尺構(gòu)件，兩個(gè)構(gòu)件的管樁及承臺(tái)尺寸均相同，兩根試驗(yàn)用樁均采用AB型PHC管樁，樁長(zhǎng)57 m，且采用直樁形式。每根試驗(yàn)樁上均澆注一個(gè)2.5 m×2.2 m×1.5 m的承臺(tái)，在樁端澆筑填芯混凝土。試件設(shè)計(jì)參數(shù)見表2。試驗(yàn)場(chǎng)地地質(zhì)條件見表3。

表2 試件設(shè)計(jì)參數(shù)

表3 試驗(yàn)場(chǎng)地地質(zhì)條件

3.2 試驗(yàn)方案

試驗(yàn)采用自平衡加載體系。在兩試驗(yàn)構(gòu)件承臺(tái)間布置一個(gè)水平千斤頂，并通過分配梁和球鉸對(duì)試驗(yàn)構(gòu)件施加水平荷載，即采用“背對(duì)背互推”法進(jìn)行試驗(yàn)加載，見圖4。試驗(yàn)場(chǎng)地處于軟土地區(qū)，為限制管樁在水平力加載時(shí)發(fā)生過大的水平位移，影響試驗(yàn)加載，在試驗(yàn)管樁外側(cè)加設(shè)半圓鋼墊板，兩塊墊板之間纏繞6圈φ20 mm的鋼絲繩。試驗(yàn)加載采用單向多循環(huán)加載法，即每一級(jí)荷載施加后測(cè)讀數(shù)據(jù)，然后卸載至零，再測(cè)讀殘余值，完成一個(gè)加載循環(huán)。當(dāng)管樁與承臺(tái)連接處出現(xiàn)破壞或者其他異?，F(xiàn)象發(fā)生時(shí)停止加載。

圖4 試驗(yàn)加載（單位：mm）

3.3 測(cè)試內(nèi)容

為研究節(jié)點(diǎn)的靜力力學(xué)性能，測(cè)試內(nèi)容主要包括：加載值、管樁及承臺(tái)水平位移、承臺(tái)混凝土應(yīng)變和連接鋼筋應(yīng)變。在千斤頂加載的端部設(shè)置壓力計(jì)，通過壓力傳感器確定施加在管樁試件加載高度上的荷載。在兩管樁試件之間固定布設(shè)一個(gè)2D激光測(cè)距儀（圖5），在承臺(tái)頂部和底部各布設(shè)一個(gè)位移傳感器，分別測(cè)量水平推力作用下管樁及承臺(tái)的側(cè)向位移。

圖5 位移計(jì)及激光測(cè)距儀布置（單位：mm）

在伸入承臺(tái)的管樁周圍混凝土內(nèi)部預(yù)埋振弦式應(yīng)變計(jì)，測(cè)量連接節(jié)點(diǎn)處承臺(tái)混凝土應(yīng)變，見圖6（a）；在節(jié)點(diǎn)連接鋼筋上布設(shè)鋼筋應(yīng)變片，測(cè)量分析連接節(jié)點(diǎn)處連接鋼筋受力性能，見圖6（b）。

圖6 應(yīng)變計(jì)和應(yīng)變片布置（單位：mm）

4 試驗(yàn)結(jié)果分析

4.1 荷載-位移曲線

水平荷載作用下A1試件荷載-位移曲線見圖7。由圖7（a）可知，曲線呈典型的三斜率直線形式，荷載小于彈性狀態(tài)臨界荷載Hcr=230 kN，結(jié)構(gòu)處于彈性狀態(tài)，結(jié)構(gòu)剛度較大；荷載為230~740 kN時(shí)，結(jié)構(gòu)整體剛度明顯降低，表明部分混凝土進(jìn)入塑性狀態(tài)，且該部分的鋼筋開始逐漸受力；荷載大于極限狀態(tài)臨界荷載Hu=740 kN時(shí)，整體剛度再次降低，表明結(jié)構(gòu)出現(xiàn)塑性鉸而進(jìn)入極限狀態(tài)。由圖7（b）可知，曲線斜率呈先減小后增大的趨勢(shì)。在740 kN水平荷載作用下，承臺(tái)底部與管樁端部側(cè)位移幾乎相等（約31 mm）；在900 kN水平荷載作用下，承臺(tái)底部側(cè)位移約45 mm，而管樁端部側(cè)位移約35 mm。這表明荷載為740~900 kN時(shí)，由于管樁與承臺(tái)連接節(jié)點(diǎn)出現(xiàn)剪切破壞，管樁端部及承臺(tái)底部的兩位移曲線開始分離，承臺(tái)底部與管樁端部側(cè)的位移差越來越大，管樁與承臺(tái)連接的節(jié)點(diǎn)部位出現(xiàn)了較大的局部變形。

圖7 A1試件荷載-位移曲線

水平荷載作用下A2試件荷載-位移曲線見圖8。由圖8（a）可知，A2試件臨界荷載、極限荷載與A1試件接近。由圖8（b）可知，曲線斜率呈逐漸減小的趨勢(shì)。在800、900 kN水平荷載作用下，承臺(tái)底部與管樁端部側(cè)位移幾乎相等，分別約42、54 mm。這表明荷載為800~900 kN時(shí)，管樁與承臺(tái)連接節(jié)點(diǎn)并未出現(xiàn)明顯的剪切破壞，兩位移曲線未分離，承臺(tái)底部與管樁端部側(cè)的位移差接近零，管樁與承臺(tái)連接的節(jié)點(diǎn)部位幾乎沒有出現(xiàn)變形。

圖8 A2試件荷載-位移曲線

4.2 節(jié)點(diǎn)混凝土狀態(tài)

承臺(tái)內(nèi)部管樁周圍的混凝土名義應(yīng)力-荷載曲線見圖9。由圖9（a）可知，當(dāng)水平荷載達(dá)到700 kN時(shí)，A1試件的節(jié)點(diǎn)部位受拉側(cè)混凝土（C1-4、C1-5、C1-6）名義拉應(yīng)力達(dá)到2.0 MPa，節(jié)點(diǎn)混凝土受拉區(qū)大范圍開裂進(jìn)入塑性狀態(tài)，此后混凝土塑性應(yīng)變快速發(fā)展。由圖9（b）可知，當(dāng)水平荷載達(dá)到430 kN時(shí)，A2試件的節(jié)點(diǎn)部位受拉側(cè)混凝土（C2-5）名義拉應(yīng)力達(dá)到2.0 MPa，但受拉側(cè)其余部位混凝土（C2-4、C2-6）最大名義拉應(yīng)力不超過1.3 MPa，這表明節(jié)點(diǎn)區(qū)域的受拉塑性發(fā)展只是局部的，并未大范圍開裂進(jìn)入塑性狀態(tài)。

圖9 試件節(jié)點(diǎn)混凝土名義應(yīng)力-荷載曲線

對(duì)比兩個(gè)試件的節(jié)點(diǎn)受拉側(cè)混凝土名義應(yīng)力可知：①雖然直接焊接法的節(jié)點(diǎn)混凝土進(jìn)入塑性狀態(tài)的荷載水平大，但一旦進(jìn)入塑性狀態(tài)混凝土名義應(yīng)力增長(zhǎng)較快，承臺(tái)與管樁交界截面迅速開裂；預(yù)埋套筒法的節(jié)點(diǎn)混凝土名義應(yīng)力始終穩(wěn)定增加，節(jié)點(diǎn)延性較大。②兩個(gè)試件的節(jié)點(diǎn)部位受壓側(cè)混凝土最大名義壓應(yīng)力均未超過3.0 MPa，壓區(qū)混凝土始終處于彈性狀態(tài)。

4.3 節(jié)點(diǎn)連接鋼筋狀態(tài)

管樁試件節(jié)點(diǎn)受拉側(cè)連接鋼筋的應(yīng)力-荷載曲線及極限狀態(tài)下節(jié)點(diǎn)受拉側(cè)連接鋼筋的應(yīng)力變化曲線分別見圖10和圖11。

圖10 試件節(jié)點(diǎn)受拉側(cè)連接鋼筋應(yīng)力-荷載曲線

圖11 極限狀態(tài)下試件受拉側(cè)連接鋼筋應(yīng)力變化

由圖10（a）和圖11（a）可知，A1管樁試件的節(jié)點(diǎn)受拉側(cè)連接鋼筋焊接部位（S1-4）始終處于受壓狀態(tài)，連接鋼筋（S1-5、S1-6）處出現(xiàn)拉應(yīng)力，且在140 mm處連接鋼筋拉應(yīng)力達(dá)到70 MPa。這表明，直接焊接錨固的連接鋼筋在其長(zhǎng)度上受力不連續(xù)，連接鋼筋在長(zhǎng)度為0~100 mm段存在拉壓應(yīng)力轉(zhuǎn)換區(qū)，受拉側(cè)連接鋼筋無法充分發(fā)揮其強(qiáng)度，連接鋼筋的主要受力區(qū)域?yàn)?00~250 mm，且連接鋼筋長(zhǎng)度不得短于30 cm（不含錨固長(zhǎng)度）。由圖10（b）和圖11（b）可知，A2管樁試件節(jié)點(diǎn)受拉側(cè)連接鋼筋在長(zhǎng)度范圍內(nèi)（S2-4、S2-5、S2-6）均處于受拉狀態(tài)，且在管樁與承臺(tái)交界部位（S2-4）處拉應(yīng)力最大，可達(dá)53 MPa。這表明，預(yù)埋套筒錨固的連接鋼筋在其長(zhǎng)度范圍內(nèi)受力連續(xù)，有利于充分發(fā)揮受拉鋼筋的強(qiáng)度，且連接鋼筋長(zhǎng)度不得短于20 cm（不含錨固長(zhǎng)度）。

試件節(jié)點(diǎn)受壓側(cè)連接鋼筋應(yīng)力-荷載曲線見圖12。可知，除部分測(cè)點(diǎn)外，受壓側(cè)連接鋼筋基本處于受壓狀態(tài)，且隨著水平荷載的增加，鋼筋應(yīng)力水平呈穩(wěn)定上升趨勢(shì)。

圖12 試件節(jié)點(diǎn)受壓側(cè)連接鋼筋應(yīng)力-荷載曲線

對(duì)比圖10和圖12可知：①在結(jié)構(gòu)極限狀態(tài)下，A1試件節(jié)點(diǎn)受壓側(cè)連接鋼筋S1-2處壓應(yīng)力約22 MPa，受拉側(cè)連接鋼筋S1-5處拉應(yīng)力約70 MPa。這表明節(jié)點(diǎn)處截面的中性軸向受壓側(cè)出現(xiàn)了偏移，節(jié)點(diǎn)受拉區(qū)塑性發(fā)展迅速。②A2試件節(jié)點(diǎn)受壓側(cè)連接鋼筋S2-1處壓應(yīng)力約42 MPa，受拉側(cè)鋼筋S2-4處拉應(yīng)力約52 MPa，節(jié)點(diǎn)截面中性軸依舊處于截面形心附近，節(jié)點(diǎn)受拉區(qū)塑性發(fā)展不明顯。

4.4 節(jié)點(diǎn)力學(xué)性能對(duì)比

對(duì)試驗(yàn)數(shù)據(jù)進(jìn)行分析，對(duì)比兩個(gè)管樁試件的節(jié)點(diǎn)受力性能，結(jié)果見表4?？芍?，預(yù)埋套筒連接試件A2的臨界荷載250 kN大于焊接鋼筋試件A1臨界荷載230 kN，進(jìn)入塑性狀態(tài)后結(jié)構(gòu)延性更好。

表4 節(jié)點(diǎn)力學(xué)性能對(duì)比

5 結(jié)論

1）在水平靜力荷載作用下，與采用傳統(tǒng)焊接鋼筋法的節(jié)點(diǎn)設(shè)計(jì)相比，采用預(yù)埋套筒法的節(jié)點(diǎn)具有更高的水平荷載承載能力。該形式節(jié)點(diǎn)設(shè)計(jì)更符合強(qiáng)節(jié)點(diǎn)的結(jié)構(gòu)設(shè)計(jì)原理。

2）采用傳統(tǒng)焊接法的節(jié)點(diǎn)混凝土塑性開展迅速，結(jié)構(gòu)應(yīng)力增長(zhǎng)快，結(jié)構(gòu)延性差，而采用預(yù)埋套筒法的節(jié)點(diǎn)僅局部混凝土進(jìn)入塑性狀態(tài)，結(jié)構(gòu)應(yīng)力增長(zhǎng)穩(wěn)定，結(jié)構(gòu)延性好。

3）傳統(tǒng)焊接法的連接鋼筋受力不連續(xù)，受拉側(cè)連接鋼筋在長(zhǎng)度內(nèi)存在壓應(yīng)力與拉應(yīng)力的受力轉(zhuǎn)換點(diǎn)，連接鋼筋強(qiáng)度無法得到充分發(fā)揮；預(yù)埋套筒法的連接鋼筋受力連續(xù)，受拉側(cè)鋼筋在其長(zhǎng)度范圍內(nèi)均處于受拉狀態(tài)，連接鋼筋強(qiáng)度能夠得到充分發(fā)揮。

本文僅討論了管樁-承臺(tái)節(jié)點(diǎn)在水平荷載作用下的受力性能，水平往復(fù)荷載作用下節(jié)點(diǎn)的抗震性能仍需進(jìn)一步研究。