劉華清 安增軍 劉佳龍 李媛媛 蔡建國

(1.中國電力科學(xué)研究院有限公司，北京 100192；2.國網(wǎng)江蘇省電力有限公司經(jīng)濟(jì)技術(shù)研究院，南京 210008；3.國網(wǎng)江蘇電力設(shè)計(jì)咨詢有限公司，南京 210008；4.東南大學(xué)國家預(yù)應(yīng)力工程技術(shù)研究中心，南京 211189)

隨著城市建設(shè)的發(fā)展和高層建筑的興起，管樁作為適用于持力層起伏較大地質(zhì)條件的深基礎(chǔ)而迅速發(fā)展[1-2]。然而管樁在受力時(shí)易出現(xiàn)混凝土開裂現(xiàn)象，為解決樁身混凝土開裂問題，引入了預(yù)應(yīng)力混凝土管樁。預(yù)應(yīng)力管樁是采用先張預(yù)應(yīng)力法、離心成形及高壓蒸養(yǎng)等工藝相結(jié)合而產(chǎn)生的一種樁型。與傳統(tǒng)預(yù)制樁相比，預(yù)應(yīng)力管樁可顯著提高管樁的抗拔承載力，且其具有工業(yè)化生產(chǎn)質(zhì)量好、施工工期短、適用范圍廣及經(jīng)濟(jì)效益顯著等優(yōu)點(diǎn)，在近幾十年得到廣泛的推廣和應(yīng)用[3-4]。按照樁身混凝土的強(qiáng)度等級，預(yù)應(yīng)力管樁可分為預(yù)應(yīng)力混凝土管樁(PC樁)和高強(qiáng)預(yù)應(yīng)力混凝土管樁(PHC樁)。高強(qiáng)預(yù)應(yīng)力混凝土管樁的離心混凝土強(qiáng)度不得低于C80級。

目前關(guān)于PHC管樁受力性能的研究成果較為豐富，如對管樁樁身的抗拔性能進(jìn)行試驗(yàn)和數(shù)值模擬研究[5-10]、抗震性能研究[11-13]、水平荷載作用下的受力性能及抗剪性能研究[14-17]等。樁-承臺(tái)節(jié)點(diǎn)作為連接上部基礎(chǔ)和下部管樁的關(guān)鍵，其受力性能是PHC管樁研究的核心問題。目前對樁身與承臺(tái)連接節(jié)點(diǎn)的研究主要包括對節(jié)點(diǎn)構(gòu)造形式的研究[18-20]、節(jié)點(diǎn)的抗震性能試驗(yàn)[21]、不同連接方式節(jié)點(diǎn)的受彎試驗(yàn)[22]、節(jié)點(diǎn)的破壞機(jī)理研究、水平荷載下的節(jié)點(diǎn)承載機(jī)理[23-24]等。但是對多種荷載聯(lián)合作用下的PHC管樁-承臺(tái)節(jié)點(diǎn)的受力性能研究較少，且缺乏對加筋填芯混凝土樁-承臺(tái)節(jié)點(diǎn)在拉彎荷載聯(lián)合作用下的受力特點(diǎn)研究。根據(jù)10G409圖集《預(yù)應(yīng)力混凝土管樁》[25]的規(guī)定，對于不截樁PHC管樁與承臺(tái)節(jié)點(diǎn)，管樁嵌入混凝土承臺(tái)的深度為50～100 mm，這對工程中沉樁要求較高。為了減少對復(fù)雜地質(zhì)條件下沉樁施工的限制，需要對嵌入深度范圍更大的節(jié)點(diǎn)進(jìn)行研究。目前對加筋填芯PHC管樁-承臺(tái)節(jié)點(diǎn)管樁嵌入承臺(tái)深度范圍較大時(shí)的情況鮮有研究，同時(shí)對拉彎聯(lián)合加載工況下承臺(tái)高度和PHC管樁嵌入承臺(tái)的嵌入深度和承臺(tái)高度對節(jié)點(diǎn)受力性能可能造成的影響也缺乏深入的研究。

本文采用有限元軟件ABAQUS建立加筋填芯樁承臺(tái)節(jié)點(diǎn)精細(xì)化模型，并與試驗(yàn)結(jié)果對比驗(yàn)證模型建立的正確性，在拉彎工況下對樁-承臺(tái)節(jié)點(diǎn)的受力承載機(jī)理進(jìn)行分析，并選取可能影響節(jié)點(diǎn)受力性能的參數(shù)——管樁嵌入深度和承臺(tái)高度等因素對加筋填芯PHC管樁與承臺(tái)節(jié)點(diǎn)受力性能的影響進(jìn)行分析，為后續(xù)的研究和工程應(yīng)用提供參考。

1 節(jié)點(diǎn)設(shè)計(jì)方案

本文采用的加筋填芯PHC管樁與承臺(tái)的連接方案節(jié)點(diǎn)詳圖如圖1所示，其由端板錨固鋼筋、填芯混凝土、承臺(tái)、預(yù)應(yīng)力鋼棒、箍筋與承臺(tái)斜向補(bǔ)強(qiáng)鋼筋等組成，節(jié)點(diǎn)的錨固鋼筋通過連接鋼板焊接在端板上，考慮填芯抗拔作用，對于抗拔樁樁頂填芯區(qū)插筋與承臺(tái)連接。由10G409圖集[25]中規(guī)定的PHC 600 AB 130端板設(shè)計(jì)參數(shù)確定材料和部件尺寸。PHC管樁采用外徑D=600 mm，壁厚t=130 mm的高強(qiáng)預(yù)應(yīng)力混凝土管樁，樁身混凝土強(qiáng)度等級為C80，樁身混凝土有效預(yù)壓應(yīng)力為6.31 MPa；填芯混凝土強(qiáng)度等級為C30；端板采用Q235B，厚度為20 mm；預(yù)應(yīng)力鋼筋配筋為16φ10.7，預(yù)應(yīng)力筋直徑為506 mm，預(yù)應(yīng)力筋的屈服應(yīng)力取1 420 MPa；承臺(tái)尺寸為2 000 mm×1 200 mm×900 mm；連接鋼板尺寸為50 mm×120 mm×60 mm；承臺(tái)的橫向配筋和縱向配筋分別為18φ12和14φ12。

圖1 加筋填芯PHC管樁-承臺(tái)連接節(jié)點(diǎn)詳圖 mmFig.1 Detailes of core reinforced concrete-filled pile-cap joint

根據(jù)圖集[25]中不截樁樁頂與承臺(tái)連接詳圖，對于外徑為600 mm的PHC管樁，按照構(gòu)造要求，錨固鋼筋應(yīng)采用6φ20 (HRB400)。根據(jù)JGJ/T 406—2017《預(yù)應(yīng)力混凝土管樁技術(shù)標(biāo)準(zhǔn)》[26]，對管樁內(nèi)填芯混凝土及填芯內(nèi)縱向鋼筋驗(yàn)算單樁抗拔承載力時(shí)，分別采用式(1a)和(1b)進(jìn)行驗(yàn)算。經(jīng)過驗(yàn)算，單樁抗拔承載力符合承載力和構(gòu)造要求。錨固鋼筋與預(yù)先垂直焊接在PHC管樁端板上的6塊連接鋼板通過雙面角焊縫貼焊在一起，節(jié)點(diǎn)剖面如圖2所示。按GB 50010—2010《混凝土結(jié)構(gòu)設(shè)計(jì)規(guī)范》[27]，錨固鋼筋錨入承臺(tái)的長度la取620 mm。

Nt≤k1πd1Lafn

(1a)

Nt≤Asdfy

(1b)

式中：Nt為單樁抗拔承載力設(shè)計(jì)值；d1為管樁內(nèi)徑；La為填芯混凝土高度；k1為經(jīng)驗(yàn)折減系數(shù)；fn為填芯混凝土與管樁內(nèi)壁的黏結(jié)強(qiáng)度設(shè)計(jì)值，宜由現(xiàn)場試驗(yàn)確定，當(dāng)缺乏試驗(yàn)資料時(shí)，C30微膨脹混凝土可取0.35 GPa；Asd為填芯混凝土縱向鋼筋總截面面積；fy為填芯混凝土縱向鋼筋的抗拉強(qiáng)度設(shè)計(jì)值。

a—1—1；b—2—2。圖2 節(jié)點(diǎn)剖面 mmFig.2 The profile of the joint

根據(jù)10G409圖集[25]的規(guī)定，填芯混凝土長度應(yīng)由式(2)確定，且不應(yīng)小于3 m。本文試驗(yàn)及數(shù)值模擬的主要關(guān)注點(diǎn)是連接節(jié)點(diǎn)的拉彎受力特性，故管樁長度取2 m，填芯長度通長布置。

H≥Qct/(Umfn)

(2)

式中：Um為管樁內(nèi)孔圓周長；Qct為單樁豎向抗拔承載力設(shè)計(jì)值；fn為填芯混凝土與管樁內(nèi)壁的黏結(jié)強(qiáng)度設(shè)計(jì)值，宜由現(xiàn)場試驗(yàn)確定。

2 有限元分析模型和試驗(yàn)驗(yàn)證

本文對加筋填芯混凝土PHC管樁-承臺(tái)節(jié)點(diǎn)進(jìn)行拉彎工況下的數(shù)值模擬，節(jié)點(diǎn)有限元模型由PHC管樁樁身、端板、填芯混凝土、預(yù)應(yīng)力筋、錨固鋼筋和承臺(tái)組成。利用PHC 600 B 130樁-承臺(tái)節(jié)點(diǎn)試驗(yàn)結(jié)果驗(yàn)證有限元模擬方法的準(zhǔn)確性。對PHC 600 AB 130樁-承臺(tái)節(jié)點(diǎn)采用有限元方法開展參數(shù)化力學(xué)性能分析。

2.1 有限元分析模型

2.1.1單元類型與材料本構(gòu)

本文模型中管樁樁身、混凝土承臺(tái)、端板采用減縮積分單元C3D8R來模擬，預(yù)應(yīng)力鋼筋和錨筋采用二結(jié)點(diǎn)三維線性桁架單元T3D2。

PHC管樁樁身采用C80混凝土，彈性模量38 GPa。承臺(tái)采用C30混凝土。混凝土本構(gòu)采用ABAQUS軟件中的損傷塑性本構(gòu)，可以考慮材料在往復(fù)荷載作用下裂縫開展、閉合、損傷及剛度恢復(fù)等行為?；炷敛牧峡箟汉涂估瓘?qiáng)度標(biāo)準(zhǔn)值按GB 50010—2010取用，拉應(yīng)力-應(yīng)變關(guān)系和壓應(yīng)力-應(yīng)變關(guān)系見圖3。其中，E0為混凝土彈性模量，dt和dc分別為受拉和受壓損傷因子，可按GB 50010—2010附錄C中的公式計(jì)算。

a—受拉；b—受壓。圖3 混凝土本構(gòu)關(guān)系Fig.3 Schematic diagrams of constitutive relation of concrete

預(yù)應(yīng)力筋型號為φ10.7，密度7 860 kg/m3，彈性模量取206 GPa，泊松比0.3，屈服應(yīng)力1 420 MPa；管樁端板采用Q235B，彈性模量為206 GPa，泊松比為0.26，屈服應(yīng)力為235 MPa。錨筋采用HRB400，預(yù)應(yīng)力筋、錨筋、端板采用的是理想彈塑性本構(gòu)。

2.1.2網(wǎng)格劃分

采用有限元法對模型進(jìn)行模擬計(jì)算時(shí)，綜合考慮網(wǎng)格疏密對計(jì)算收斂性、精度與運(yùn)算時(shí)間成本的影響，有限元計(jì)算采用ABAQUS中Dynamic/Implicit分析方法。通過網(wǎng)格敏感性分析，確定管樁樁身、填芯和端板的單元尺寸不大于40 mm，預(yù)應(yīng)力鋼筋的網(wǎng)格尺寸為20 mm。

2.1.3接觸關(guān)系

在相互作用分析步中，端板與樁身接觸面、樁身與承臺(tái)接觸面采用ABAQUS軟件中的Tie功能連接。錨筋、預(yù)應(yīng)力鋼筋、承臺(tái)配筋與填芯配筋嵌入到混凝土單元中。

2.1.4加載方案

在加筋填芯PHC管樁節(jié)點(diǎn)的拉彎加載模擬計(jì)算中，分為三個(gè)分析步加載。Step1中管樁樁身的預(yù)應(yīng)力采用降溫法施加；Step2中施加軸向拉力，軸向拉力N取20%抗拔設(shè)計(jì)荷載，即244.8 kN；Step3中水平剪力采用位移控制的方式施加，采用幅值方法加載，幅值為20 mm。對管樁底部固定端設(shè)置固定約束，加載方式如圖4所示。

圖4 加載示意 mmFig.4 The loading case

2.2 有限元模擬方法的驗(yàn)證

為了驗(yàn)證本文有限元模擬的正確性，與中國電力科學(xué)研究院對PHC 600 B 130試件的試驗(yàn)結(jié)果進(jìn)行了對比，其管樁嵌入深度、承臺(tái)尺寸、錨筋方案與PHC 600 AB 130相同，B型樁的預(yù)應(yīng)力鋼筋配筋為16φ12.6，其余幾何參數(shù)均相同。試驗(yàn)中先施加軸拉荷載340 kN，水平荷載采用位移加載，試驗(yàn)與有限元模擬的水平方向位移-荷載曲線如圖5所示。可知，有限元模擬與試驗(yàn)的PHC 600 B 130在拉彎荷載作用下的初始剛度較為接近，且兩者承載力差異在5%以內(nèi)，說明有限元模擬結(jié)果與試驗(yàn)結(jié)果較為一致。

圖5 有限元與試驗(yàn)的荷載-位移曲線對比Fig.5 Comparisons of load-displacement curves of FEM and test

試驗(yàn)中，隨著水平位移的施加，裂縫首先出現(xiàn)在管樁與承臺(tái)的連接位置。當(dāng)樁頂位移為5.8 mm時(shí)，承臺(tái)表面出現(xiàn)第一條裂縫，呈現(xiàn)以管樁中心為圓心的放射狀。當(dāng)加載至7.1 mm時(shí)，管樁樁身出現(xiàn)第一條裂縫。隨著加載位移的增大，裂縫的數(shù)量增多，長度增大。有限元模擬和試驗(yàn)加載結(jié)束時(shí)管樁樁身和承臺(tái)裂縫情況分別如圖6和圖7所示。從裂縫分布與形狀可見，模擬結(jié)果與試驗(yàn)結(jié)果吻合較好。

a—試驗(yàn)結(jié)果；b—有限元結(jié)果。圖6 樁身裂縫示意Fig.6 Schematic diagrams of cracks in pile body

a—試驗(yàn)結(jié)果；b—有限元結(jié)果。圖7 承臺(tái)裂縫示意Fig.7 Schematic diagrams of cracks in the cap

3 有限元分析結(jié)果

對PHC 600 AB 130加筋填芯混凝土方案的樁-承臺(tái)節(jié)點(diǎn)進(jìn)行有限元分析，計(jì)算得到整體模型的荷載-位移曲線如圖8所示?？梢姡杭咏钐钚緲?承臺(tái)節(jié)點(diǎn)原始模型荷載-位移曲線先是線性增加，隨后模型荷載-位移曲線緩慢增長。對加載過程中模型組成部件的計(jì)算結(jié)果進(jìn)行提取分析。

圖8 模型的荷載-位移曲線Fig.8 The load-displacement curve of the model

3.1 管樁樁身

第一步軸拉加載后，混凝土樁身與端板連接處出現(xiàn)了微小的受拉塑性應(yīng)變(圖9a)。在水平力加載初期，模型處于彈性變形階段，隨著水平位移的增加，管樁受拉區(qū)域出現(xiàn)裂縫，且裂縫隨水平位移的增加而增大。水平加載至4.78 mm時(shí)，此時(shí)模型已達(dá)到整體屈服，與承臺(tái)連接端樁身的應(yīng)力云圖如圖9b所示。樁身混凝土最大受拉應(yīng)力為3.0 MPa，最大壓應(yīng)力為45.37 MPa，管樁樁身裂縫在樁身平面上貫通(圖9c)，此時(shí)模型的抗彎承載力主要由管樁樁身和管樁內(nèi)預(yù)應(yīng)力鋼筋共同承擔(dān)。

a—軸拉荷載下的管樁損傷，10-5；b—應(yīng)力，MPa；c—受拉損傷，10-2。圖9 混凝土樁身的應(yīng)力與損傷云圖Fig.9 Stress and damage nephogram of concrete pile body

3.2 填芯混凝土

第一步軸拉加載后，填芯與管樁連接面底端出現(xiàn)了微小的受拉塑性應(yīng)變(圖10a)。水平位移加載至模型的整體屈服荷載時(shí)，填芯混凝土的應(yīng)力云圖如圖10b所示，此時(shí)填芯的最大拉應(yīng)力為1.796 MPa，最大壓應(yīng)力為8.558 MPa。受拉區(qū)靠近承臺(tái)端出現(xiàn)較大的受拉損傷。

a—軸拉荷載加載完成后填芯損傷，10-3；b—填芯應(yīng)力，10-2 MPa；c—填芯受拉損傷，10-2。圖10 填芯的受力云圖Fig.10 Stress nephogram of core filling

3.3 端 板

在加筋填芯樁-承臺(tái)連接節(jié)點(diǎn)的拉彎加載計(jì)算中，當(dāng)整體屈服時(shí)，端板的應(yīng)力分布如圖11所示，此時(shí)端板最大von Mises應(yīng)力為58.55 MPa，最大應(yīng)力集中分布在端板與樁身連接受拉處，此時(shí)端板未達(dá)到屈服應(yīng)力，實(shí)際工作中端板處于安全工作狀態(tài)。

圖11 端板的應(yīng)力云圖 MPaFig.11 Stress nephogram of end plate

3.4 預(yù)應(yīng)力筋和錨筋

模型達(dá)到整體屈服荷載時(shí)，預(yù)應(yīng)力筋和錨筋的應(yīng)力分布如圖12所示?？芍簶渡砘炷潦芾瓊?cè)內(nèi)部預(yù)應(yīng)力筋應(yīng)力較大，最大應(yīng)力為1 080 MPa，錨筋最大應(yīng)力為286.4 MPa，未達(dá)到錨筋的屈服應(yīng)力355 MPa。

a—預(yù)應(yīng)力筋；b—錨筋。圖12 預(yù)應(yīng)力筋和錨筋的應(yīng)力云圖 MPaFig.12 Stress nephogram of prestressed reinforcement and anchor reinforcement

3.5 承 臺(tái)

當(dāng)荷載施加至模型整體屈服時(shí)，與樁身連接處承臺(tái)的應(yīng)力云圖如圖13a所示，樁身嵌入承臺(tái)側(cè)面連接面外邊緣處出現(xiàn)應(yīng)力集中現(xiàn)象。隨著水平位移的增加，承臺(tái)混凝土的最大拉應(yīng)力先是增加到2.04 MPa，隨后混凝土逐漸失效，水平位移增加到4.78 mm時(shí)，混凝土最大拉應(yīng)力減小到1.77 MPa，此時(shí)承臺(tái)的受拉損傷云圖如圖13b所示。

a—應(yīng)力，MPa；b—受拉損傷，10-2。圖13 承臺(tái)的應(yīng)力與損傷云圖Fig.13 Nephogram of stress and damage of cap

由計(jì)算結(jié)果可見，對于加筋填芯混凝土樁-承臺(tái)連接方案，當(dāng)管樁嵌入深度為200 mm時(shí)，拉彎荷載條件下模型的整體屈服荷載為215.5 kN(圖8)，模型整體剛度的下降是由于管樁、填芯、承臺(tái)的受拉損傷。端板、錨筋未出現(xiàn)塑性應(yīng)變，處于安全工作狀態(tài)。

4 參數(shù)影響分析

根據(jù)上述節(jié)點(diǎn)的計(jì)算結(jié)果，管樁嵌入混凝土承臺(tái)位置出現(xiàn)明顯損傷，可能影響節(jié)點(diǎn)抗拔承載力的參數(shù)有管樁嵌入深度和承臺(tái)高度，故擬對不同管樁嵌入深度、承臺(tái)高度的加筋填芯樁承臺(tái)連接節(jié)點(diǎn)進(jìn)行參數(shù)分析。通過不斷調(diào)整連接樁節(jié)點(diǎn)的設(shè)計(jì)參數(shù)，考察其應(yīng)力分布規(guī)律和變形模式的變化規(guī)律，對其產(chǎn)生的原因進(jìn)行分析研究。參數(shù)化模型編號及其相關(guān)參數(shù)見表1，模型的總高度始終為2.7 m。保持承臺(tái)高度為900 mm，管樁嵌入深度分別取100，200，300 mm，對應(yīng)管樁的長度分別為1.9，2.0，2.1 m。保持管樁嵌入深度為200 mm，承臺(tái)高度分別取700，900，1 100 mm，對應(yīng)的管樁長度分別為2.2，2.0，1.8 m。

表1 加筋填芯樁-承臺(tái)連接節(jié)點(diǎn)模型編號Table 1 Model number of core reinforced concrete-filled pile-cap joint

4.1 管樁嵌入深度

選取嵌入深度分別為100，200，300 mm的模型，對加載至屈服荷載時(shí)模型的計(jì)算結(jié)果進(jìn)行分析。

在加筋填芯樁-承臺(tái)節(jié)點(diǎn)的拉彎加載計(jì)算中，當(dāng)水平加載至5 mm時(shí)，3種嵌入深度的承臺(tái)-樁節(jié)點(diǎn)均已進(jìn)入整體屈服，此時(shí)不同管樁嵌入深度模型的端板、預(yù)應(yīng)力筋和錨筋的最大von Mises應(yīng)力見表2?？梢姡寒?dāng)加載至整體屈服時(shí)，CT-1-100模型的錨筋已達(dá)到屈服應(yīng)力，3種管樁嵌入深度模型的端板和預(yù)應(yīng)力筋均處于彈性狀態(tài)，且隨著管樁嵌入深度的增加，端板、預(yù)應(yīng)力筋和錨筋的最大von Mises應(yīng)力均隨之減小。

表2 模型端板、預(yù)應(yīng)力筋和錨筋最大應(yīng)力Table 2 Maximum stress of model end plate,prestressed reinforcement and anchor reinforcement

不同管樁嵌入深度模型對應(yīng)的管樁樁身和填芯混凝土的最大應(yīng)力數(shù)據(jù)匯總見表3，可見隨著管樁嵌入深度的增加，加載至同一水平位移時(shí)混凝土樁身和填芯混凝土的最大壓應(yīng)力均逐漸增大，而樁身最大拉應(yīng)力減小，應(yīng)力分布云圖與CT-1-200相似。CT-1-300的管樁樁身受拉損傷云圖如圖14所示，可見：隨著管樁嵌入深度的增加，損傷面積增大，裂縫數(shù)量增加。對于管樁嵌入深度為100 mm的模型，節(jié)點(diǎn)剛度的下降主要是由于預(yù)應(yīng)力筋、錨筋的屈服和混凝土部件的損傷。對于管樁嵌入深度為200 mm和300 mm的模型，節(jié)點(diǎn)整體剛度的下降是由于混凝土部件的損傷。

表3 模型樁身和填芯最大應(yīng)力Table 3 Maximum stress of model pile body and core concrete

圖14 CT-1-300樁身受拉損傷 10-2Fig.14 CT-1-300 tensile damage of pile body

對加筋填芯混凝土樁-承臺(tái)連接節(jié)點(diǎn)的拉彎加載計(jì)算中，不同管樁嵌入深度的樁-承臺(tái)節(jié)點(diǎn)位荷-移載曲線如圖15所示，可見隨著管樁嵌入深度的增加，節(jié)點(diǎn)在拉彎荷載條件下初始剛度和承載力也有一定提升。管樁嵌入深度從100 mm增加到200 mm時(shí)，承載力從176.8 kN增加到268.7 kN，增幅為52.0%，隨后當(dāng)管樁嵌入深度增加到200 mm時(shí)，增幅僅為2.2%。

圖15 不同管樁嵌入深度的樁-承臺(tái)節(jié)點(diǎn)的荷載-位移曲線Fig.15 Load-displacement curves of joints with different embedded depth of pile

4.2 承臺(tái)高度

選取承臺(tái)高度為700，900，1 100 mm，對加載至整體屈服時(shí)模型的計(jì)算結(jié)果進(jìn)行分析。

對承臺(tái)高度的拉彎加載參數(shù)分析中，當(dāng)水平加載至同一加載位移5 mm時(shí)，模型的承臺(tái)、管樁和錨筋的最大應(yīng)力見表4。隨著承臺(tái)高度的增加，加載至同一水平位移時(shí)承臺(tái)的最大拉應(yīng)力減小，而最大壓應(yīng)力增大，錨筋的最大應(yīng)力增加。

表4 模型部件最大應(yīng)力Table 4 Maximum stress of model parts

當(dāng)水平加載至同一位移時(shí)，節(jié)點(diǎn)承臺(tái)的受拉損傷如圖16所示?？芍簱p傷集中出現(xiàn)在錨筋與承臺(tái)混凝土錨固位置和樁身與承臺(tái)連接處的受拉區(qū)；隨著承臺(tái)高度的增加，整體模型屈服時(shí)承臺(tái)的受拉損傷區(qū)域面積增大；當(dāng)承臺(tái)高度為700 mm和900 mm時(shí)，節(jié)點(diǎn)整體剛度的下降是由于混凝土部件的損傷；承臺(tái)高度為1 100 mm時(shí)，節(jié)點(diǎn)整體剛度的下降是由于混凝土部件的損傷和錨筋的屈服。

a—承臺(tái)高度700 mm；b—承臺(tái)高度900 mm；c—承臺(tái)高度1 100 mm。圖16 節(jié)點(diǎn)承臺(tái)的受拉損傷云圖 10-2Fig.16 Nephogram of tensile damage of the cap of joint

在加筋填芯樁-承臺(tái)連接節(jié)點(diǎn)的拉彎加載計(jì)算中，不同承臺(tái)高度的樁-承臺(tái)節(jié)點(diǎn)位移-荷載曲線見圖17，可見模型的初始剛度和達(dá)到整體屈服時(shí)的荷載均隨承臺(tái)高度的增加而增加。

圖17 不同承臺(tái)高度節(jié)點(diǎn)的荷載-位移曲線Fig.17 Load-displacement curves of joints with different cap heights

對于加筋填芯樁-承臺(tái)連接方案，節(jié)點(diǎn)模型在拉彎聯(lián)合加載時(shí)，隨著承臺(tái)高度的增加，模型的剛度和承載力有一定提升。然而隨著承臺(tái)高度的增加，節(jié)點(diǎn)整體屈服時(shí)承臺(tái)的受拉損傷增大，錨筋的最大應(yīng)力增加?？梢娫谠O(shè)計(jì)時(shí)并不是承臺(tái)高度越大性能越好，承臺(tái)高度的選擇與上部輸電線塔對水平承載力的要求有關(guān)。

5 結(jié)束語

本文對加筋填芯混凝土樁-承臺(tái)節(jié)點(diǎn)進(jìn)行了拉彎工況下的數(shù)值模擬分析，考察了節(jié)點(diǎn)各部件的應(yīng)力分布及混凝土損傷規(guī)律，同時(shí)分析管樁嵌入深度及承臺(tái)高度對節(jié)點(diǎn)受力性能的影響，得到以下結(jié)論：

1)采用ABAQUS有限元分析得到的模型整體剛度、承載力以及管樁樁身受拉損傷模式均與試驗(yàn)結(jié)果吻合，驗(yàn)證了本文有限元模型的正確性。

2)加筋填芯樁-承臺(tái)節(jié)點(diǎn)模型的管樁嵌入深度、承臺(tái)高度均對節(jié)點(diǎn)的受力性能有顯著的影響，隨著管樁嵌入深度、承臺(tái)高度的增加，模型的剛度和承載力逐漸增加。

3)承臺(tái)高度和管樁嵌入深度對節(jié)點(diǎn)的拉彎加載下的破壞模式也有影響。當(dāng)管樁嵌入深度為100 mm時(shí)，節(jié)點(diǎn)剛度下降主要是由于預(yù)應(yīng)力筋、錨筋的屈服和混凝土部件的損傷；當(dāng)管樁嵌入深度大于100 mm時(shí)，節(jié)點(diǎn)剛度下降是由于混凝土部件的損傷。當(dāng)承臺(tái)高度不大于900 mm時(shí)，節(jié)點(diǎn)整體剛度的下降是由于混凝土部件的損傷；承臺(tái)高度為1 100 mm時(shí)，節(jié)點(diǎn)整體剛度的下降是由于混凝土部件的損傷和錨筋的屈服。

4)在拉彎聯(lián)合加載時(shí)，對于加筋填芯PHC管樁-承臺(tái)節(jié)點(diǎn)，隨著管樁嵌入深度和承臺(tái)高度的增加，節(jié)點(diǎn)的承載力和剛度都有所提升，然而整體屈服時(shí)混凝土承臺(tái)的損傷也隨之增加。