岳　軍,董軼赟

YUE Jun，DONG Yiyun

(華信咨詢設計研究院有限公司,浙江 杭州 310014)

隨著移動通信行業(yè)的發(fā)展,通信基站更加密集，塔桅高度需求降低,30 m以下單管通信塔占比增加。其對應的基礎設計也發(fā)生變化：傳統(tǒng)的現(xiàn)澆鋼筋混凝土淺基礎、多樁基礎由于占地面積大且施工周期長而受限；預制拼裝式基礎、單根鋼管樁基礎逐漸增多,特別是鋼管樁基礎因施工速度快、占地面積小而被廣泛應用。目前,指導鋼管樁基礎設計的規(guī)范主要有《建筑樁基技術規(guī)范(JGJ94—2008)》(以下簡稱《樁基規(guī)范》)[1]、《鋼結構單管通信塔技術規(guī)程(CECS236—2008)》(以下簡稱《單管塔規(guī)程》)[2]、《單管塔鋼樁基礎技術規(guī)程》征求意見稿(以下簡稱《鋼樁基礎規(guī)程》)[3],本文對鋼管樁基礎的設計理論、規(guī)范方法、參數(shù)取值和設計流程做粗淺探討。

1　設計原則

本文鋼管樁基礎是指滿足剛性樁條件的單根大直徑鋼管樁基礎,其樁身抗彎剛度大,入土深度較小,樁基受力時整體變形近似剛體轉動[4]。鋼管樁基礎設計應按照極限狀態(tài)設計方法,驗算內容見表1。

表1　鋼管樁基礎設計驗算內容

鋼管樁樁身抗彎剛度大,樁身應力比很小,樁身強度并非控制因素。地基承載力驗算是避免樁側及樁底的土體發(fā)生破壞,這種破壞伴隨樁基水平位移而發(fā)生,位移的進一步擴大會導致整體穩(wěn)定破壞即傾覆。可見,鋼管樁基不同于普通鋼筋混凝土樁基由樁身強度控制,而是由變形控制。

《樁基規(guī)范》及《單管塔規(guī)程》采用單樁基礎水平承載力特征值作為控制因素。

《樁基規(guī)范》5.7.1條,單樁基礎中基樁應滿足下式要求：

Hik≤Rha.

(1)

式中:Hik為荷載效應標準組合下,作用于基樁頂處的水平力；Rha為單樁基礎水平承載力特征值,對于缺少單樁水平靜載試驗資料時,按下式估算：

(2)

式中,χ0a為樁頂允許水平位移,一般為10mm。

按照《單管塔規(guī)程》6.3.6條,單樁水平承載力特征值為估算單樁水平承載力設計值的0.8倍。

鋼結構單管通信塔屬于高聳結構,控制荷載為風荷載。以30 m外爬支架式單管塔為例,塔腳反力標準組合為N=47.1kN,V=27.9kN,M=590.2kN·m?？梢?通信塔塔腳剪力和軸力較小、彎矩大。公式(1)、(2)及《單管塔規(guī)程》6.3.6條以單樁水平承載力特征值作為控制因素并不適用,而在彎矩影響下的樁頂水平位移才是鋼管樁基礎設計的關鍵。這點在《鋼樁基礎規(guī)程》4.2.6條有明確要求：樁頂位移δ0≤0.01m,轉角tanθ≤0.006。

2　設計理論依據(jù)

單樁在水平荷載作用下樁土共同作用分析,主要是研究樁側土體、樁底土體與樁基之間的應力分布。目前分析理論主要有極限平衡法、彈性地基反力法(包括張有齡法、m法、C值法)、彈塑性地基反力法、p-y曲線法。

極限平衡法預先設定地基反力形式,按照土中極限靜力平衡來求解樁基內力及變形。電力行業(yè)《架空送電線路基礎設計技術規(guī)定(DL/T 5219—2014)》6.3.3條即采用該法進行無臺階深基礎傾覆穩(wěn)定性驗算[5]。《單管塔規(guī)程》6.2.2條引用了電力行業(yè)規(guī)范,并給出了位移、轉角和內力計算公式。

彈性地基反力法假定土體為各向同性半無限彈性體,樁土應力按照溫克勒彈性地基理論[6],深度z處土的水平抗力σ為：

σ(z,x)=kh(z)·x(z).

(3)

kh(z)為地基反力系數(shù),x(z)為深度z處的水平位移。

樁基作為一根豎放的彈性地基梁,其微分方程為：

(4)

p(z,x)=b1σ(z,x)=b1kh(z)x(z).

(5)

kh(z)=c(z0+z)n.

(6)

當n取某些特定值時,方程(4)有解析解?！朵摌痘A規(guī)程》采用C值法,z0=0,n=0.5,kh(z)=c(z)0.5?！稑痘?guī)范》采用m法,c=m,z0=0,n=1,kh(z)=mz。

彈塑性地基反力法和p-y曲線法在工程實踐中應用較少。

3　規(guī)范設計方法

按照規(guī)范方法進行設計時,所需的地基參數(shù)、規(guī)范使用條件及極限狀態(tài)控制指標見表2,計算簡圖見圖1。

表2　規(guī)范設計方法參數(shù)表

相關公式如下：

《樁基規(guī)范》表C.0.3-1要求：

水平位移x0=H0δHH+M0δHM.

(7)

轉角φ0=-(H0δMH+M0δMM).

(8)

(9)

(10)

(11)

其中,b0為計算樁徑,h為樁長。

《單管塔規(guī)程》6.2.2要求：

(12)

k0=m×h×D0

.

(13)

(14)

其中,D0為樁徑,h為樁長。

《鋼樁基礎規(guī)程》4.2.6條要求：

樁頂位移δ0=b/(C·D0)≤0.01m.

(15)

(16)

轉角tanθ=-a/(C·D0)≤0.006.

(17)

(18)

其中,D0為樁徑,H為樁長。

影響鋼管樁基礎受力性能的因素包括樁側土體模量、樁頂約束條件、樁身截面抗彎剛度(樁徑、壁厚)、樁長、材料強度等。結合通信塔受力特點,根據(jù)規(guī)范條文,忽略剪力影響,僅考慮彎矩影響,推導得到各項參數(shù)與水平位移的比例關系如下式：

由式(7)可知,m法計算的水平位移

(19)

由式(12)、(13)可知,極限平衡法計算的短柱頂位移

(20)

由式(15)、(16)可知,C值法計算的樁頂位移

(21)

下面根據(jù)規(guī)范編制計算程序進行實例計算,并對結果進行比較歸納分析。

4　實例計算分析

20 m路燈通信桿塔,W0=0.45kPa(B類),天線共2層,每層3副,每副天線迎風面積0.8m2,塔體為Q235B,截面為正十二邊型。塔腳反力標準組合為Nk=26.4kN,Vk=18.7kN,Mk=269.0kN·m。

地基土為軟塑狀粉質粘土,土的黏聚力C=25.6kPa,土的內摩擦角φ=11.6°,土的重度γ=18.78kN/m3,樁側土水平抗力系數(shù)的比例系數(shù)m=6 mN/m4,地基土比例系數(shù)C=10 600kN/m3.5。鋼管樁采用Q235B鋼材。

4.1　土體模量的影響

通信基站勘察報告一般不提供土體模量取值,設計時對于m值、C值的選取,主要依據(jù)《樁基規(guī)范》表5.7.5及《鋼樁基礎規(guī)程》表4.2.8。

假定樁徑為1.2m,壁厚10mm,樁長為5m,計算不同土體模量取值的影響見圖2、3。

圖2　m值-樁頂位移變化曲線

圖3　C值-樁頂位移變化曲線

圖4　流塑狀粘土土體模量-樁頂位移變化曲線

可見,隨著土體模量的增大,樁頂水平位移呈指數(shù)型減小,曲線漸趨平滑。

再以流塑狀粘土為例,《樁基規(guī)范》m值取值范圍為4.5～6.0 MN/m4,《鋼樁基礎規(guī)程》C值取值范圍為4000～7000kN/m3.5,計算樁頂位移變化曲線見圖4。

可見,1)流塑狀粘土土體模量按照規(guī)范建議取值,C值法計算的變形更大,偏于安全。同時C值選取時,考慮了彈性模量Ee的因素,取值更為精確,因此推薦采用。2)m法因為假設樁頂與承臺為剛性連接(固接),所以變形最小。設計時注意須設置剛度較大的混凝土樁帽方能適用。

4.2　樁徑的影響

由式(19)、(20)、(21)公式可知,水平位移與樁徑呈線性負相關。

實例計算時，假定樁長為5.5 m不變,樁徑自0.8 m變?yōu)?.8m,見圖5，計算結果見圖6～8。

圖5　考慮樁徑影響計算簡圖

圖6　樁徑-樁頂位移變化曲線

圖7　樁徑-樁頂轉角變化曲線

圖8　樁徑-樁身應力變化曲線

可見,1)隨著樁徑增大,樁頂水平位移、樁頂轉角都近似線性減小；2)樁身彎矩極值無變化,應力隨樁徑增大呈指數(shù)型減小。

4.3　樁長的影響

由式(19)、(20)、(21)公式可知,水平位移與樁長呈指數(shù)型負相關。

實例計算時，假定樁徑統(tǒng)一為1.6m,樁長自4.0 m變?yōu)?.5m,見圖9，計算結果見圖10～12。

圖9　考慮樁長影響計算簡圖

圖10　樁長-樁頂位移變化曲線

圖11　樁長-樁頂轉角變化曲線

圖12　樁長-樁身極值內力變化曲線

可見,1)隨著樁長增大,樁頂水平位移、樁頂轉角呈指數(shù)型減小,且極限平衡法減小幅度最大。(2)樁身內力極值點的出現(xiàn)位置隨樁長增大而下移,極值內力緩慢增大。

4.4　設計時用鋼量的效用分析

假定初始樁徑1.2m,樁長4.0m,壁厚不變。樁徑按照每次0.1 m的梯級變化遞增,作“增大樁徑”曲線。同時,按照用鋼量等量增加原則計算每個梯級的樁長增量,作為“增大樁長”曲線,比較結果見圖13～15。

圖13　C值法計算用鋼量-樁頂位移變化曲線

圖14　m法計算用鋼量-樁頂位移變化曲線

圖15　極限平衡法計算用鋼量-樁頂位移變化曲線

可見,在同等用鋼量條件下,增大樁長比增大樁徑能更為有效地控制樁頂位移。

因此,鋼管樁基礎設計時應盡可能增加樁長,在樁長增長至表2中的限制條件H≤2.5/α、H≤2.5/λ時仍不能滿足要求時再增加樁徑,如此迭代得到最優(yōu)解。

4.5　壁厚的影響

由式(19)、(20)、(21)公式可知,壁厚僅在m法中影響剛度EI的計算。

實例計算時，假定樁徑為1.0m,樁長為5.5m,壁厚從8mm變至18mm,見圖16,計算結果見圖17、18。

4.6　各項極限狀態(tài)控制指標的相互關系

在鋼管樁基礎設計時,除了對樁頂位移和樁頂轉角的限值外,極限平衡法要求進行抗傾覆計算；C值法要求對樁側及樁端土壓力進行驗算。為了解各項極限狀態(tài)控制指標的相互關系，假定樁徑0.8 m～1.1 m逐漸增大,徑厚比≤140,驗算不同設計參數(shù)下的控制指標，結果見表3。

圖16　考慮壁厚影響計算簡圖

圖17　壁厚-樁頂位移變化曲線

圖18　壁厚-樁頂轉角變化曲線

表3　各項極限狀態(tài)控制指標

可見,1)樁頂位移限值要求更嚴格,樁頂轉角限值相對容易滿足；2)部分樁基雖然樁頂位移和轉角都滿足要求,但不滿足極限平衡法的傾覆驗算要求。

5　結　語

1)增加樁長與樁徑均能減少樁基變形,同等用鋼量條件下,增加樁長比增加樁徑更為有效。

3)土體模量的合理取值對樁基設計影響較大,根據(jù)土層分類取值時,考慮彈性模量Ee影響的C值法更為安全合理。

4)鋼管樁基礎設計建議流程：初定樁徑-按徑厚比確定壁厚-計算限制樁長,盡可能增加樁長,按照C值法計算變形、土壓力-不滿足要求時增加樁徑后迭代計算-極限平衡法抗傾覆驗算。