新型抗浮復合錨桿承載性狀試驗研究（建筑）

滑鵬林¹，楊生貴^1,2

（1．中國建筑科學研究院，北京100013；2．建筑安全與環境國家重點實驗室，北京100013）

[摘要]本文提出一種新型抗浮復合錨桿，用于解決工程抗浮問題。這種復合錨桿具有造價低、承載力高、施工速度快的優點。為了研究新型復合錨桿的承載性狀，進行了現場試驗。試驗分成兩組：其—為粘結錨固試驗，研究復合錨桿構件內部荷載傳遞機理；其二為帶有自由段的復合錨桿基本試驗，用于分析復合錨桿內部受力機理。試驗結果表明：鋼絞線與注漿體的粘結力與鋼絞線根數和錨固長度有關，鋼管與混凝土的粘結力與鋼管直徑和錨固長度有關；有自由段的復合錨桿桿身混泥土在自由段受壓，在錨固段部分受拉。相對于無自由段的普通錨桿，新型復合錨桿的極限拉應力明顯變小。根據以上兩組試驗的相關結論，在保證復合錨桿粘結錨固可靠的前提下，可考慮減少錨固段長度，合理利用混凝土材料的受壓特性，可以達到優化設計的目的。

[關鍵詞]復合錨桿；極限承載力；應變；粘結力      [中圖分類號]    TU473.1   

0  引  言

    近些年來，隨著城市建設快速發展，建筑物基礎埋深不斷加大，抗浮問題變得越來越突出。目前解決地下結構基礎抗浮問題的措施主要有釋放水浮力法、增加配重法和設置抗拔樁或抗浮錨桿等抗浮構件。其中設置抗拔樁或抗浮錨桿等抗浮構件，是解決地下結構基礎抗浮、基礎抗拔問題的常用方法。但是，普通抗拔樁和抗浮錨桿在工作狀態下，樁身混凝土或注漿固結體呈拉伸狀態。由于混凝土或注漿體抗拉強度低，受拉時樁身混凝土或錨桿注漿體出現裂縫，會導致樁身鋼筋或錨桿桿筋受地下水的侵蝕，鋼筋逐漸被腐蝕，最終導致鋼筋失效，而使抗浮構件破壞。

    目前，工程界解決這類問題一般從以下幾方面人手。第一方面，改變抗拔樁和抗浮錨桿的受力狀態，使樁或錨桿的受力狀態由受拉改變為受壓，這樣便可以有效減少裂縫的出現，從而可以提高桿筋的使用壽命。第二方面，對鋼筋進行防腐處理或者增加保護措施，這樣也可以提高鋼筋的使用壽命。第三方面，增加抗拔樁和抗浮錨桿的配筋量，控制裂縫寬度，但此方法鋼筋強度得不到充分發揮，造成鋼材的極大浪費。

    新型抗浮復合錨桿是近年研發的一項新技術，通過后植入方式，把帶有鋼管保護的桿筋植入混凝土桿身內，其中鋼管內注有水泥漿。根據實際情況可做成如圖1(a)所示的無自由段的新型抗浮復合錨桿和如圖1(b)所示的有自由段的新型抗浮復合錨桿。這種復合錨桿改善了桿體的受力模式，保護了受力桿筋，增加了復合錨桿的耐久性，同時還具有施工速度快、承載力高、工程造價低等優點。

    本文通過現場試驗，對有自由段的復合錨桿的荷載傳遞機理以及極限承載力進行了初步分析。研究了新型抗浮復合錨桿在上拔荷載作用下的受力特點，了解這種復合錨桿內部力的傳遞模式，尋找出復合錨桿設計的控制因素，為以后實際工程的優化設計提供參考。

1試驗概況

1.1  試驗場地

    試驗場地位于北京市順義區羊房村，場地為農田。地質情況大部分為粉土、粉質黏土和黏土土層，地下水位埋深為1. 2m，地層情況見圖2，物理力學指標見表1。

1.2  試驗內容

    本試驗中新型復合錨桿采用長螺旋鉆孔壓灌混凝土工藝，后植桿筋的方式來制成。試驗分為2組，分別是復合錨桿桿筋粘結錨固試驗和帶有自由段的復合錨桿試驗（以下簡稱復合錨桿）。鋼絞線的抗拉強度為1860MPa，直徑為15. 2mm，鋼管壁厚約4mm。2組試驗都采用長螺旋鉆孔壓灌施工工藝，孔徑均為400mm，具體參數見表2、表3。

1.3  施工工藝

    粘結錨固試驗和復合錨桿試驗施工流程：首先長螺旋鉆孔至設計深度；然后壓送混凝土( C25)，同時慢慢拔出鉆桿，直至全部灌滿。把底部封閉的鋼管吊起來，調整居中植入鉆孔中，通過人工或振搗器把鋼管植入指定位置；然后把灌漿導管放人鋼管內，泵送水泥漿( PSA32.5)，待鋼管內部灌滿后，把由鋼絞線組成的桿筋放人鋼管內。

    施工要點：

    1)粘結錨固試驗中鋼絞線全長粘結，鋼管內注滿水泥漿，鋼絞線為裸筋；復合錨桿試驗為半長粘結，上部6m鋼絞線為帶有護套的無粘結鋼絞線，下部6m為裸筋。

    2)粘結錨固試驗中，鋼絞線露出桿身頂部1m。復合錨桿試驗中，鋼絞線露出桿身頂部1. 5m，以保證試驗的張拉要求。

    3)鋼管外面設置對中支架，保持鋼管相對居中。

1.4測試及加載情況

    1)粘結錨固試驗是為了研究桿身內部荷載的傳遞機理。張拉反力作用在桿頂混凝土上，試驗采用分級加載，每級荷載維持15min，待百分表位移穩定后，可施加下一級荷載，具體情況見圖3。

    2)復合錨桿以及電阻式應變計布置簡圖見圖4。復合錨桿在鋼管外壁布置電阻式應變計，鋼筋計兩端焊接在鋼管上，其核心部件距離鋼管外壁2cm~ 3cm，每個截面對稱布置兩個。

    復合錨桿的加載方式，按以下方式進行：

    1)初始荷載下，應測讀錨頭、桿頂位移基準值3次，當每間隔5 min的讀數相同時，方可作為位移基準值。

    2)每次加、卸載穩定后，在觀測時間內測讀錨頭位移、桿頂位移不應少于3次。

    3)在每級荷載的觀測時間內，當錨頭位移增量不大于0. 1mm時，可施加下一級荷載；否則應延長觀測時間，直至錨頭位移增量在2h內小于2mm時，方可施加下一級荷載。

    當復合錨桿試驗中遇下列情況之一時，應終止繼續加載：

    1)后一級荷載產生的錨頭位移增量達到或超過前一級荷載產生的位移增量的2倍。

    2)錨頭位移不收斂。

具體加載方式見圖5，試驗加載過程見表4。

2  試驗結果及分析

2.1  粘結錨固試驗受力分析

    圖6表示鋼管外徑為58mm，3根鋼絞線，粘結長度分別為3m和4m的受力情況。每級荷載為150kN，粘結長度為3m的構件在荷載為750kN時，鋼管從混凝土中拔出，因此鋼管與混凝土的極限粘結力為600kN;粘結長度為4m的構件在荷載為800kN時，鋼絞線被拔斷，鋼管未被拔出。由此推算鋼管與混凝土的極限平均粘結強度為：

    圖7表示鋼管外徑為73mm，5根鋼絞線，粘結長度分別為3m和4m的受力情況。每級荷載為240kN，粘結長度為3m的構件在荷載為1200kN時，鋼管從混凝土中拔出，鋼管與混凝土的極限粘結力為960kN;粘結長度為4m的構件在荷載為1200kN時，粘結錨固體系穩定，加下一級荷載時，鋼絞線被拔斷，鋼管未被拔出，同理可推出為：

    圖8表示鋼管外徑為88mm，7根鋼絞線，粘結長度分別為3m和4.Sm的受力情況。每級荷載為300kN，粘結長度為3m的構件在荷載為1500kN時，鋼管從混凝土中拔出，鋼管與混凝土的極限粘結力為1200kN；粘結長度為4.5m的構件在荷載為1800kN時，鋼絞線被拔斷，鋼管未被拔出，同理可推出為：

    從表5中可以看出，當鋼管長度不大于3m時，復合錨桿粘結錨固的薄弱面為鋼管和混凝土的接觸面，極限粘結強度為1.1 MPa~1.45MPa。當鋼管的長度不小于4m時，與之相匹配的鋼絞線被拔斷。在復合錨桿試驗中鋼管和混凝土的粘結長度為12m，由表5可知在荷載不大于1500kN時不會發生鋼管從混凝土拔出的情況，配置的9根鋼絞線也不會被拔斷。本試驗設計時有安全儲備，保證復合錨桿從土中拔出，而不發生結構破壞。

2.2  復合錨桿荷載-位移關系及極限承載力

    復合錨桿張拉荷載及對應的桿身頂部位移、錨頭位移關系見圖9。圖9有2條曲線，曲線A的位移為桿身頂部位移，曲線B的位移為錨頭位移（已扣除反力梁沉降的影響）。復合錨桿的彈性變形、塑性變形情況見圖10。圖10有4條曲線。曲線C的位移為錨頭彈性位移，曲線D的位移為錨頭塑性位移，曲線E的位移為桿身頂部塑性位移，曲線F的位移為鋼絞線與桿身之間的塑性位移。

    從圖9可看出，隨著拉力的增加，桿身頂部位移、錨頭位移同步增加。當在第十循環拉力達到700kN時，桿頂和錨頭位移開始不收斂，因此判斷復合錨桿的極限承載力為650kN。

    從圖9曲線A可以看出，在每一循環的卸載時，桿身頂部的回縮量很小，說明桿身頂部位移主要是塑性位移。桿身頂部位移反映的是混凝土桿身與原地基土之間的相對變形，該相對變形主要是塑性變形。從圖10曲線E可似看出，該塑性變形隨著荷載增大而增大。當加載到復合錨桿極限承載力時，該塑性變形值為4. 8mm。

    錨頭的塑性位移由兩部分組成，一部分是桿身與土體之間塑性位移，另一部分是鋼絞線與桿身之間的塑性位移。圖10中曲線D的位移為錨頭塑性位移，曲線E的位移為桿身頂部塑性位移，曲線D減去曲線E的位移即為鋼絞線與桿身之間的塑性位移，即圖10中曲線F，曲線F的位移隨荷載的增加而增大，其數值在0. 0mm~8.2mm之間，此即鋼絞線與桿身之間的相對變形，在加載到錨桿極限承載力時，該相對變形值為8. 2mm。

2.3  桿身受力機理分析

    本次試驗過程中，復合錨桿桿體結構良好。試驗中電阻式應變計的兩端是焊接在鋼管外壁上，其核心部件與鋼管外壁相距約20mm~30mm，外面被混凝土包裹。由于鋼管長度為12m，鋼管和混凝土的粘結力足夠。試驗中兩者之間沒有發生滑移，兩者變形同步，因此電阻式應變計所測應變近似反應混凝土的變形。

2.3.1  復合錨桿桿身應變分析

    實測各級荷載下，復合錨桿桿身應變沿深度的變化見圖1 1。

    1)從圖11可以看出復合錨桿桿身有受壓區和受拉區。6m位置的壓應變最大，并且隨著荷載增大而不斷變大；而拉應變的峰值在荷載較小時位于8. 5m處。在荷載較大時，拉應變峰值位于11m處。

    2)加載初期，桿身頂部應變很小，受力區在桿身中部以及下部區域。隨著荷載的增大，受力區域逐漸向錨桿頂部擴展，這說明土對桿身的側摩阻力從復合錨桿中部及下部開始，逐漸向桿頂擴展，最終桿身整體達到極限狀態。

    3)隨著荷載不斷增加，受拉區范圍沿深度不斷減小，8. 5m深度處的桿身應變情況由開始的拉應變逐漸變為壓應變。這說明隨著荷載的增大，鋼管內部鋼絞線所受粘結力的范圍不斷增大，粘結力向下部傳遞，使粘結段上部的桿身混凝土由受拉區變為受壓區。

    4)試驗中由于粘結段鋼絞線上面的油污未完全除凈，使得鋼絞線和注漿體的粘結強度有所降低，從而導致鋼絞線和注漿體之間粘結力的傳遞范圍增大。

2.3.2復合錨桿桿身受力分析

    本試驗場地土質相對均勻，差異性不大，因此可以假定：場地土質均勻，試驗深度范圍內土對錨桿的極限側摩阻沿深度均勻分布；鋼絞線和注漿體之間的粘結力沿粘結范圍均勻分布。復合錨桿的極限承載力為650kN。因此，可以建立模型來討論復合錨桿桿身的受力情況。

    在理想狀態下，鋼絞線和注漿體的作用力為集中力時，作用點為圖12(a)中桿身中心點。此時混凝土桿身受力情況見圖12(b)。而在實際受力過程中，鋼絞線和注漿體之間的力是分布力而不是集中力，假設分布力是均勻分布的?？紤]到圖11中8. 5m位置在極限荷載下，桿身混凝土處于受壓狀態。因此可以假設鋼絞線和注漿體粘結力影響到10m的位置，此時混凝土桿身實際受力情況見圖12(c)。

    比較圖12(b)和(c)可以看出，由于鋼絞線與注漿體之間存在粘結分布力，使混凝土桿身的軸力圖發生變化，即拉應力區、拉應力峰值均明顯減小。

    圖13為受拉區鋼絞線與注漿體的粘結錨固存在相對變形時的受力簡圖。其傳力模式為：鋼絞線水泥漿體鋼管混凝土土層，當鋼絞線與注漿體存在粘結應力時，拉力1大于拉力2。

2. 4  復合錨桿的優化設計

    復合錨桿的優化設計方向在于：其一，減小桿身混凝土的拉應力峰值以及拉應力區的范圍，增大混凝土的受壓區范圍，充分利用混凝土的抗壓特性；其二，在保證粘結錨固可靠性的前提下，盡量減小鋼絞線的粘結錨固段；其三，合理選擇鋼管以及鋼絞線的型號，從材料上進行優化，降低造價。

    通過上述試驗分析，復合錨桿的極限承載力為650kN，當采用DN65型號的鋼管，鋼管與混凝土粘結長度為12m時，其粘結力足夠；粘結錨固試驗表2中編號3的試驗結果為：錨固長度為3m時，5根鋼絞線的極限承載力為960kN，單根鋼絞線的平均承載力為192kN。所以可以在DN65的鋼管內設置4根鋼絞線，總的極限承載力為768kN，其值大于650kN。因此選用這種優化設計，桿體結構是安全可靠的。

    優化方案：采用DN65的鋼管，長度為12m。選用復合錨桿試驗中用到的鋼絞線4根，鋼絞線錨固長度為3m。如圖14(a)所示，下部3m為錨固段，上部9m為無粘結段。

    在場地土質均勻的情況下，試驗深度范圍內土對錨桿的極限側摩阻沿深度均勻分布。在理想狀態下，鋼絞線和注漿體的作用力為集中力時，桿身混凝土軸力圖見圖14(b)，其受壓范圍占了桿身的3/4。

    在實際情況中，當鋼絞線和注漿體的作用力為分布力時，假設其是均勻分布的，桿身混凝土受力簡圖見圖14(c)中的實線，拉應力區、拉應力峰值均相對減小，受壓區擴大，達到了優化設計的目的。

3  結  論

    通過以上對粘結錨固試驗、復合錨桿試驗的分析，得出以下結論：

    1)在粘結錨固試驗中鋼絞線與注漿體的粘結力與鋼絞線根數和錨固長度有關，鋼管與混凝土的粘結力與鋼管直徑和錨固長度有關。在試驗中當粘結錨固長度為3m時，鋼管和混凝土的接觸面為薄弱面；當粘結錨固長度為4m及以上時，不會發生粘結錨固破壞，鋼絞線的極限承載力成為控制因素。

    2)在復合錨桿試驗中，桿體的極限抗拔承載力為650kN。在位移曲線中，極限荷載下鋼絞線的彈性位移為22. 7mm，其在錨頭位移中占主要部分；在極限荷載時桿頂塑性位移為4. 8mm，說明復合錨桿在達到極限荷載時變形較小，復合錨桿剛度較大。

    3)在有自由段的復合錨桿試驗中，桿身混凝土在自由段受壓，在錨固段部分受拉。相對于無自由段的普通錨桿，復合錨桿桿身混凝土的極限拉應力明顯減小，這種受力模式可以減少裂縫的出現，保證復合錨桿的耐久性。

    4)有自由段的復合錨桿的優化設計，在保證復合錨桿粘結錨固可靠的前提下，可以考慮減少錨固段長度，合理利用混凝土材料的受壓特性，達到優化設計的目的。