Method and application of deformation control of excavations in soft ground
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摘要: 基坑变形控制是软土地区基坑工程的核心内容，不仅与自身工程安全密切相关，更涉及到对周边环境的影响。随着城市地上、地下各类建（构）筑物越来越密集，基坑工程施工产生的变形对环境影响的控制愈加成为基坑工程的焦点问题。首先，从基坑施工全过程控制的视角，分析了基坑施工全过程各阶段的变形特征、机理以及对环境的影响。进而，将基坑变形及其对环境影响的控制划分为“基于基坑支护体系的变形控制”和“基于邻近基坑保护对象的变形控制”两类方法。针对基于邻近基坑保护对象的变形控制，提出了不是基于对基坑支护体系，而是直接着眼于保护对象的变形主动控制理论，通过对关键区域土体的应力和变形的控制，实现对保护对象的测控一体化靶向控制。此外，提出了基坑无支撑支护理论并发展了一系列软弱土地区基坑绿色无支撑支护技术，实现了在较大的深度条件下也可进行坑无支撑支护设计。通过“基坑施工全过程控制”“基坑变形主动控制理论”“基坑无支撑支护控制体系”的变形控制理论及工程应用，努力推动基坑工程变形控制向“高效、智能、绿色、低碳”方向发展。Abstract: The main task of excavations in soft ground is the deformation control, which is closely rated to their safety and environmental impact. With the increase of the buildings and structures in the urban areas, the construction-induced deformation has become the focus of the excavations. The characteristics, mechanism and environmental impact of the deformation caused by each excavation phase are analyzed in a view of the whole-process control. Furthermore, the control methods for the deformation and environmental impact of the excavations are classified into two types, i.e., the control based on the retaining system of the excavations and that based on the protected objects adjacent to them. For the latter type, the active control theory is proposed focusing on the deformation of the protected objects instead of the retaining system. This active targeting technology integrated with the measurement and control for the protected objects is realized by controlling the stress and deformation of the key zone. Finally, the strut-free retaining theory is proposed and a series of strut-free retaining technologies are developed for the excavations in soft ground. The design of strut-free retaining for the excavations with relatively large depth can be realized using these technologies. The theories and applications of the whole-process control, the active control and the strut-free retaining system promote the deformation control of the excavations towards the efficient, intelligent, green and low-carbon aim.
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Keywords:
- excavation /
- deformation control /
- whole process /
- strut-free retaining /
- active control
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0. 引言
太阳能是一种非常重要的可再生资源,具有安全、清洁等优点。由于太阳能可以转换成多种其他型式的能量,因此应用范围非常广泛。中国属于太阳能资源丰富的地区,经过多年的开发,太阳能发电也得到了长足的发展。目前太阳能发电的主要方式有光发电和热发电,在具体应用上有光伏发电站、光热发电站等[1]。大多数太阳能电站中都需要大量的发电元件来满足发电需求,以目前光热发电领域常见的塔式太阳能热发电站中的定日镜为例,其数量十分庞大[2]。图1为典型的定日镜布置型式和聚光原理的示意图。
光伏电池、定日镜等发电元件通常需要支撑结构来提升高度,从而提高太阳光的接收效率。独臂支架式结构是一种常见的支撑结构型式,体积小、结构简单、底座的密闭性强,但为了达到一定的机械强度,防止被大风吹倒,需要消耗大量钢材和混凝土。独臂支架式结构在电力工程和交通工程领域均应用较广,如高压输电线路杆、交通灯杆、接触网（架空电缆）等[3-6]。以接触网为例,其立柱的基础可分为直埋基础、杯口基础、整体刚性基础和钻孔灌注桩基础。
张旭中等[7]提出了一种新型定日镜支撑结构及其基础：在地基上进行钻孔,将立柱的下端伸至孔底,用混凝土填充空隙,形成立柱与基础一体的短桩基础；立柱的露出部分即可作为镜面的支撑柱。李红星等[8]提出利用混凝土预制管桩代替钢管立柱。图2为利用PHC管桩代替钢管立柱所形成的PHC短桩基础示意图。图中褐黄色区域代表地基土,一般为砾石土,目前已有应用；基础的尺寸根据具体设计确定,深度一般为2～3 m,直径700～800 mm；立柱长度一般不小于3 m。
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图 2 PHC短桩基础及扭转荷载示意图Figure 2. Diagram of PHC short pile foundation under torsional loads太阳能电站中的发电元件支撑结构不仅需要抵抗场地风荷载直接作用于镜面所产生的侧向荷载,还需要承受场地风荷载的不均匀性所导致的扭转荷载,如图2所示。目前,有关桩基础抗扭的研究较多,Stoll[9]针对受扭单桩进行了现场试验研究,获得了摩擦型单桩的极限受扭承载规律；Poulos[10]基于弹性理论提出了受扭单桩内力位移计算方法,并通过模型试验进行了验证；Randolph[11]假定桩周土体为理想弹塑性介质,提出了单桩受扭解析解；Guo等[12]考虑界面滑移和地基土非均匀性,根据荷载传递法和剪切位移法推得单桩受扭解析解。邹新军等[13]考虑桩土接触面上极限摩阻力随深度的非线性变化,得到了双层非均质地基上单桩扭转变形分析方法。Cudmani等[14]对砂土中的管桩在循环扭转作用下的响应进行了室内模型试验研究；Stuedlein等[15]对钻孔灌注桩进行了侧向-扭转耦合荷载现场试验。从上述研究可以发现,扭转荷载对单桩的影响正越来越受到研究者们的重视。上述研究考虑了桩基础与土之间的相互作用关系,但没有考虑桩基础结构内部的受扭响应。实际工程中,PHC短桩基础可能的服役场地包括：西北黄土、砂砾和中细砂场地等。以新疆砾石场地为例,其桩土接触性能明显较好,此时PHC管桩和后浇筑混凝土之间的界面在长期往复风荷载下的特性就成为了研究重点之一。另外,现有的PHC短桩基础中,预制管桩与混凝土之间一般是圆形光滑的结合面；李红星等[8]近期提出设计新型凸缘截面PHC管桩,通过机械咬合作用提高管桩和混凝土接触界面的抗扭性能,从而降低发电元件在往复风荷载下产生较大变形的可能。该部分工作亦缺乏后续研究。
本文拟针对凸缘和光圆两种不同的预制管桩外缘截面的PHC短桩基础,浇筑10组室内足尺模型,开展侧向荷载、侧向扭转耦合荷载和循环扭转荷载下短桩基础界面特性试验,分析静力和循环扭转荷载作用下PHC短桩基础的受力变形规律以及凸缘对其的影响,提出主要结论和优化建议。
1. 试验设计及方案
1.1 试件设计和材料性能
由于足尺模型试验中模型的直立高度较高,不便于施加扭转荷载,因此将短桩基础与立柱横置,用钢制的固定框架将短桩基础紧扣在实验室的地面上。本试验主要研究桩-混凝土界面特性对短桩基础抗扭性能的影响,因此,为了充分有效限制整个短桩基础的扭转,将基础部分的截面形状设计成边长为0.7 m的正方形,最后情况如图3所示。所采用的预制管桩型号为PHC-400-AB,外径为400 mm,内径为210 mm,配7根直径为10.7 mm的预应力钢筋,长度为5 m。根据《预应力混凝土管桩图集（10G409）》,该型号PHC管桩混凝土强度等级为C80,桩身受弯承载力设计值为88 kN·m,桩身受剪承载力设计值为164 kN,按标准组合计算的抗裂弯矩为70 kN·m。短桩基础部分的长度为2.5 m,浇筑混凝土前支设了木模板,并绑扎构造筋以避免吊装作业对试验结果产生干扰。
如图4所示,本试验短桩基础模型中采用的PHC短桩有两种：第一种,整根桩（长5 m）截面外缘为光圆的标准管桩；第二种,部分桩（长2.5 m）截面外缘为光圆、部分桩（长2.5 m）截面外缘为6个齿状凸缘的管桩。第二种桩的浇筑方法与常规预制管桩基本相同,施加预应力值也相同,主要区别在于其拥有长度为2.5 m的凸缘截面部分。两类截面桩各浇筑成5个基础,用于对比分析光圆/凸缘截面桩-混凝土界面在不同荷载下的响应。
试件所用混凝土采用同一批次商品混凝土（C40）。试件浇筑时预留标准立方体试块与试件在相同的条件下进行养护,试验期间对预留试块进行强度和弹性模量检测,预留试块强度值为fcu= 28.6 MPa,换算成棱柱体抗压强度值为fc= 25.4 MPa,弹性模量为Ec = 23.37 GPa。
1.2 加载方案
本试验将试件横置,并自主设计了扭转试验装置。在试验管桩的端头安装了钢制的加载梁,以形成施加扭矩所需要的力臂,如图5（a）所示。单边加载梁长度为1.2 m,加载梁上的加载点到桩头中心的距离为1 m。在加载梁两端利用两台悬挂安装的油压作动器进行加载,作动器的加载反力系统为实验室内组装的高约2 m的龙门架。对悬挂的作动器位置进行调整,使作动器中心轴通过加载点位置时固定。当两台作动器施加大小相同、方向相反的力时,立柱将受到扭转荷载。图5（b）为试验加载系统的示意图。
该室内试验包含3种加载工况,分别为扭转荷载试验、侧向-扭转耦合荷载试验和循环扭转荷载试验。由于本试验将试件横置于地面,短桩基础受到了立柱部分自重产生的侧向荷载。为了探明侧向荷载是否会对PHC短桩基础受扭响应产生影响,设计了侧向-扭转耦合荷载试验,以证明本试验将试件横置进行加载的合理性。扭转荷载试验和循环扭转荷载试验则分别是为了研究静力和循环扭转荷载条件下光圆与凸缘短桩基础的受力变形特性。
扭转静载试验的加载方法参考慢速维持荷载法,对试件逐级进行加载。每级荷载的持载时间约为3 min即可认为满足变形稳定的要求,然后施加下一级荷载。达到试桩要求的最大荷载后,进行分级卸载。试验加载过程中出现下列情况之一时,即可终止加载：某级荷载作用下,扭转变形量大于前一级荷载作用下扭转变形量的3～5倍,且桩顶总扭转角超过理论限值的2～3倍；立柱或基础出现明显开裂。
由于风荷载具有随机性和周期性的特点,循环扭转荷载试验应考虑合适的荷载周期。图6展示了著名的Van der Hoven（1957）风功率谱,其中有两个清晰的“峰”：其中一个被称为“宏观气象峰（macro- meteorological Peak）”,表示了大约4 d的能量集中；另一个则被称为“微观气象峰（micro-meteorological Peak）”,其能量峰值持续大约1 min。在评估建筑设计中的动态风力时,应考虑微气象峰值的风波动,即周期为1 min左右[17]。基于该风谱图,并考虑避免两台作动器之间加载相位差的影响,循环荷载试验以2 min为周期进行加载。荷载-时间关系曲线为三角波型,共100个周期,试验加载方案见表1。
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图 6 风功率谱及三角波型加载曲线Figure 6. Power spectra of wind and loading curves of triangle waves表 1 试验加载方案一览表Table 1. Loading schemes for tests试验编号 管桩截面外缘类型 试验类型 试验荷载 A1 光圆 扭转静载 扭转荷载6/12/18/24 kN·m ,并分级卸载 B1 凸缘 A2 光圆 水平荷载作用下的扭转静载 水平荷载5/10/15 kN ,扭转荷载3/6/9/12 kN·m B2 凸缘 A3 光圆 循环扭转荷载 扭转荷载峰值6 kN·m ,周期2 min , 100次循环 B3 凸缘 A4 光圆 循环扭转荷载 扭转荷载峰值12 kN·m ,周期2 min,100次循环 B4 凸缘 A5 光圆 循环扭转荷载 扭转荷载峰值18 kN·m ,周期2 min,100次循环 B5 凸缘 1.3 量测方案
试验过程中对预制管桩5个截面处的应变和立柱的顶部扭转角进行了监测。应变片设置于图7所示#1～#5截面的管桩侧面,分截面的左侧、右侧和上侧共15处测量点。其中左侧和右侧沿管桩轴向倾斜45°粘贴,用于计算管桩内力扭矩的分布；上侧粘贴轴向0°应变片。立柱顶部的扭转角通过截面左侧和右侧的百分表测量位移换算得到。在量测截面的左侧和右侧分别粘贴一角铁,并安装百分表。由于加载位置也在柱顶,柱顶的受力条件较为复杂。为确保试验结果不受干扰,除了立柱的顶部,在距离柱顶0.6 m位置处也设置了扭转角的测点。
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图 7 试件详细尺寸及量测设备布置示意图Figure 7. Schematic diagram of detailed dimensions of test models and layout of measuring equipments2. 扭转荷载试验
2.1 试验现象
扭转荷载试验分4级加载,每一级持载3 min；然后逐级卸载,每一级持载3 min。在每级加载和卸载的过程中,百分表均有示数变化,说明短桩基础的立柱均发生了细微变形。但是扭转变形的量级为毫弧度（mrad）级,因此肉眼难以观察到,且没有发现裂缝。期间两根加载梁都发生了一定的变形,但是由于扭转荷载是以两台作动器的伺服系统提供恒定的推力和拉力来控制的,因此不会影响加载的精度。
2.2 扭转角随荷载的变化
图8为扭转荷载下光圆与凸缘短桩基础模型的立柱扭转角随荷载的变化关系曲线,包含加载与卸载过程。其中,该处及下文所述扭转角均是指在距离柱顶0.6 m截面处测得的值。由图8可知,在加载阶段,当扭转荷载小于12 kN·m时,两种截面试件的扭转角与荷载均呈线性关系；当扭转荷载大于12 kN·m时,光圆短桩基础的荷载-变形关系曲线出现拐点并进入非线性变形阶段,而凸缘短桩基础仍保持线性变化。在卸载阶段,两种截面试件的扭转角与荷载均呈线性关系,且斜率相近。这是因为两者的截面尺寸基本相同、刚度相近。在卸载结束后光圆短桩基础残余扭转角为0.3 mrad,而凸缘短桩基础的残余扭转角仅为0.04 mrad。试验结果表明：凸缘可以提高PHC短桩基础扭转变形的弹性极限,在本试验中至少提高了2倍,且可以有效减小残余变形。
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图 8 扭转荷载条件下柱顶扭转角随荷载变化关系曲线Figure 8. Relationship between torsion angle of columns and torsional loads2.3 扭转荷载的传递
扭转荷载试验中PHC管桩桩身的内力扭矩通过各截面处45°斜向应变值换算得到,公式如下[18]：
, (1) 式中,T为内力扭矩,Wt为抗扭截面系数,E为弹性模量,取38 GPa,
为泊松比,取0.2。 图9为光圆和凸缘短桩基础预制管桩#5截面位置处的扭矩（及实测的斜向应变值）随荷载变化的关系曲线,可以发现两条曲线均随着扭转荷载的增大,斜率略微减小。这可能是因为立柱发生扭转以及加载梁发生挠曲之后力臂长度缩短导致了实际作用的扭转荷载减小。所以随着荷载的增大,应变值增长幅度也相应减小。由应变值可以发现,两种试件的最大应变值均未超过50με,小于一般钢筋混凝土的极限拉应变（约为100με）。管桩埋入混凝土部分的#1～#4截面扭矩内力可由扭矩荷载减去截面深度范围内接触界面的抗力矩得到,所以其值必小于#5截面,且在该荷载范围内,两种短桩基础的管桩均未开裂,避免了对试验结果的干扰。由扭矩内力可以发现,两种短桩基础#5截面处的管桩扭矩内力均小于相应的扭矩荷载,这可能是#5截面靠近悬臂段的支座产生的局部效应导致的,但不影响内力的变化规律。
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图 9 管桩#5截面的斜向应变和扭矩内力与荷载的关系曲线Figure 9. Relationship between measured strain and torque at section No. 5 of pipe pile and external loads图10为预制管桩埋入段各深度处的实测内力扭矩,可以发现每级荷载条件下凸缘管桩在各深度（#1～#4截面）处的扭矩内力均小于光圆管桩。管桩扭矩为外荷载减去截面深度范围内接触界面的抗力矩,凸缘管桩的扭矩较小说明凸缘提供了更大的抗力矩,将扭转荷载更有效地传递到了灌注混凝土上。从曲线斜率可以发现,凸缘管桩的曲线斜率基本不随深度变化,呈线性,这说明桩-混凝土界面的扭转抗力是均匀的。而光圆管桩的曲线斜率在6 kN·m荷载时基本不随深度变化,12 kN·m荷载时0.5 m深度（#4截面）处的扭矩偏大,18 kN·m荷载时在1 m深度处（#3截面）呈现较为明显的拐点。这说明光圆短桩基础的界面扭转抗力随着荷载的增大由浅部到深部发生了弱化。因此,凸缘有效提高了短桩基础桩-混凝土界面的承载能力。根据上述结果,PHC短桩基础的破坏始于浅部桩-混凝土界面的弱化。
3. 侧向-扭转耦合荷载试验
3.1 侧向荷载的施加方法及试验现象
耦合荷载试验中的侧向荷载施加于扭转荷载之前,其施加的方法为：在立柱顶部焊接一钢制的吊环,通过钢丝绳连接吊环与液压油缸的一端；液压油缸悬吊在龙门架上正对桩头位置,然后利用液压油缸的回缩来施加竖直向上的拉力,其拉力大小通过拉力传感器和采集仪来监测。扭转荷载仍由两台作动器施加,在施加侧向荷载的同时进行扭转荷载试验,使短桩基础受到侧向-扭转耦合荷载作用。
试验首先施加5 kN侧向荷载,维持侧向荷载不变,分四级施加扭转荷载至12 kN·m,每级持载3 min。在每级加载过程中,百分表均有示数变化,说明短桩基础的立柱均发生了细微扭转变形,且变形量级仍为毫弧度（mrad）级。卸去扭转荷载后,施加10 kN侧向荷载,维持侧向荷载不变,施加分级扭转荷载。通过同样步骤进行侧向荷载为15 kN时的扭转荷载试验。3组试验均没有观察到明显的变形和裂缝。
3.2 扭转角随荷载的变化
图11为侧向-扭转耦合荷载条件下光圆与凸缘短桩基础模型的立柱扭转角随荷载变化的关系曲线,包含3种不同大小的侧向荷载工况。根据试验点的位置绘制了如图11所示的拟合直线,可以发现两种管桩截面的短桩基础的扭转角与荷载大致上呈现线性关系,且与侧向荷载的大小基本无关。另外,侧向荷载对扭转荷载作用下短桩基础扭转变形都没有显著影响,也从侧面说明了将试件横置进行扭转荷载试验的方法对实验结果的影响不大,是工程可接受的。
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图 11 侧向-扭转耦合荷载下柱顶扭转角随荷载变化曲线Figure 11. Relationship between torsion angle of columns and combined lateral and torsional loads另外,在该试验中还发现,相同荷载条件下的预制管桩发生的变形存在一定差异。这是因为预制管桩在浇筑过程中会出现混凝土浆液过量的情况,导致养护结束后的管壁厚度偏大、刚度增加。图12展示了试验中某根预制管桩的端头,该管桩在浇筑过程中浆液过量,导致内径偏小,且有明显的浆液沉积,从而使试件的刚度偏大。
4. 循环扭转荷载试验
4.1 试验现象
循环扭转荷载试验共测试6根短桩基础。A3、B3试件施加的扭转荷载峰值为6 kN·m,A4、B4试件施加的扭转荷载峰值为12 kN·m,A5、B5试件施加的扭转荷载峰值为18 kN·m。荷载循环周期均为2 min,共100次。加卸载循环过程中百分表示数随荷载变化,但是扭转变形肉眼不能观察到。在18 kN·m的循环荷载试验中,发现光圆短桩基础的灌注混凝土部分出现了径向裂缝,如图13所示。裂缝始于桩-混凝土界面位置,随着循环次数的增加向外开展。在凸缘短桩基础试件中为发现裂缝。在前述的扭转荷载试验中,当荷载值大于12 kN·m时光圆短桩基础进入非线性变形阶段,但直至荷载达到24 kN·m时也未出现裂缝。在循环荷载条件下,荷载峰值为18 kN·m时即出现了裂缝,这说明循环荷载使得非线性阶段的变形不断增大,从而导致了裂缝的出现和发展。
4.2 试验结果分析
表2为3组循环扭转试验中PHC短桩基础第一次循环的扭转角峰值与第100次循环的扭转角峰值。A3与B3试件在循环荷载试验前后的变形值没有变化；A4试件变形值略有增长,B4仍没有变化；A5试件变形值增长明显,在循环荷载前后增大至近2倍,而B5试件变形值仅略有增长。因此,凸缘短桩基础相比光圆短桩基础可以承受峰值更大的循环荷载。
表 2 循环荷载试验结果一览表Table 2. Results of the cyclic loading tests编号 循环荷载值/( kN·m ) 桩型 第一次循环扭转角峰值/ mrad 第一百次循环扭转角峰值/ mrad A3 6 光圆 0.46 0.46 B3 凸缘 0.39 0.39 A4 12 光圆 0.89 0.93 B4 凸缘 0.78 0.78 A5 18 光圆 2.23 4.39 B5 凸缘 1.56 1.60 图14为3组试验中循环扭转荷载值为18 kN·m时光圆与凸缘短桩基础扭转角随荷载变化的关系曲线。光圆短桩基础在初始循环的扭转荷载加载至13 kN·m后,曲线出现拐点,与静力扭转荷载试验中拐点出现时的扭转荷载12 kN·m非常接近。卸载后光圆短桩基础立柱的残余变形约为0.5 mrad。经历100次循环荷载作用后,荷载-变形关系曲线整体向右移,残余变形增大至1.75 mrad,并出现明显裂缝。凸缘短桩基础在初始循环中的荷载-变形关系总体呈线性,但在扭转荷载增大至14 kN·m时也可以观察到较为明显的拐点,这说明两种短桩基础进入非线性变形阶段时的荷载可能是相近的。凸缘短桩基础在100次循环荷载作用后的残余变形仅为0.01 mrad,远小于光圆短桩基础,其仍保持了较好的弹性特性。因此,凸缘有效地抑制了短桩基础的塑性变形发展。
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图 14 循环扭转荷载为18 kN·m时初始循环和最后循环的柱顶扭转角随荷载变化曲线Figure 14. Relationship between torsion angle of columns and torsional load at first and last cycles under peak torsional load of 18 kN·m5. 讨论
5.1 立柱扭转角的估算
假定立柱部分为刚性支座的悬臂杆件,则根据弹性理论可以对立柱部分的扭转角进行估算,则桩截面任意位置处的扭转角为
。 (2) 式中φ为计算截面的扭转角；T为立柱顶所受扭转荷载值；l为计算截面到地面位置的立柱计算段长度；G为预制桩混凝土的剪切模量,G=E/[2(1+
)]；E为弹性模量,预制管桩为C80混凝土,通常取38 GPa； 为泊松比,钢筋混凝土可取0.2；Ip为表示预制桩截面极惯性矩。 利用式（2）计算了扭转荷载试验和侧向-扭转耦合荷载试验中距离柱顶0.6 m位置处的扭转角,分别绘制在图8和图11中与实测值进行比较,可以发现计算的变形值均小于实测值。这可能是因为计算值未计入埋入部分管桩的变形造成的偏差,而且管桩的实际抗扭刚度可能比计算假定值小。表3为扭转荷载试验中A1、B1试件扭转角的计算值与实测值。括号里的百分数代表计算值相对凸缘短桩基础变形实测值的偏差程度,中括号里的百分数代表光圆短桩基础相对凸缘短桩基础实测值的偏差程度。由表可见计算值与凸缘短桩基础实测值的偏差程度的范围为26.25%～35.53%,计算基本符合弹性理论假定,并建议弹性模量取值按管桩的刚度检测实验结果为准。光圆短桩基础在扭转荷载小于12 kN·m时也基本符合弹性理论假定,但是总体上光圆短桩基础的变形要比凸缘短桩基础大11.6%～27.43%。
表 3 立柱部分扭转角计算值与实测值Table 3. Predicted and measured rotations of poles荷载/( kN·m ) 计算值/ mrad 凸缘实测值/ mrad 光圆实测值/ mrad 6 0.287 0.362 0.404 (26.25 %)① [+11.60 %]② 12 0.573 0.766 0.808 (33.68 %) [+5.48 %] 18 0.860 1.128 1.426 (31.20%) [+26.42 %] 24 1.146 1.553 1.979 (35.53%) [+27.43%] 注： ①计算偏差百分比=|（计算值-凸缘基础实测值）|/凸缘基础实测值,下同；②管桩截面形状偏差百分比=（光圆基础实测值-凸缘基础实测值）/凸缘基础实测值,下同。根据上述结果,两种管桩截面的短桩基础都可以使用弹性原理对立柱部分扭转角进行估算,但是荷载值不能超过弹性变形的极限荷载。
5.2 凸缘提高PHC短桩基础抗扭能力的机理
根据本文的试验结果,PHC短桩基础的受扭破坏将始于桩-混凝土截面由浅部到深部的弱化,在循环荷载作用下,塑性变形不断增大,导致混凝土发生开裂。扭转荷载试验结果已经表明凸缘可以提高PHC短桩基础桩-混凝土界面的承载能力,并提高扭转变形的弹性极限。这是因为凸缘使桩-混凝土之间的结合面增大,并产生机械咬合作用,从而大大提高了桩-混凝土界面的抗剪性能。
根据图14,峰值荷载为18 kN·m的循环荷载试验中,光圆短桩基础第1次循环加载时的变形可分为两个阶段,以13 kN·m为拐点分为弹性变形阶段和塑性变形阶段。第100次循环加载时的变形可分为3个阶段：
（1）立柱变形阶段,该阶段曲线斜率与初始循环的弹性变形阶段相近,界面和混凝土未发生塑性变形与破坏,主要变形由立柱部分产生,卸载后可恢复。
（2）已有裂缝张开阶段,该阶段的曲线斜率最小,荷载超过开裂临界荷载,已有的裂缝再次张开,此时变形迅速增大,但张开部分仍可恢复；该阶段有较为明显的滞回效应,这是因为裂缝间摩擦和桩-混凝土界面变形消耗了能量。
（3）裂缝继续开展阶段,该阶段已有的裂缝已经全部张开,且裂缝随荷载增大继续开展,残余变形也继续增大。
凸缘短桩基础的第1次和第100次循环加载时的变形都可分为两个阶段,以14 kN·m为拐点分为线性变形阶段和非线性变形阶段。与光圆短桩基础的差别在于凸缘短桩基础的变形仍基本呈弹性,残余变形很小。桩-混凝土界面的抗剪能力可以分解为凸缘齿的咬合作用和桩-混凝土接触面的黏结作用,则拐点处黏结作用提供的抗剪能力已发挥至最大,光圆与凸缘短桩基础都进入了非线性变形阶段。拐点后咬合作用提供的抗剪能力发挥作用,限制了凸缘短桩基础在非线性变形阶段的塑性变形,使变形基本呈弹性；而光圆短桩基础由于没有机械咬合作用,因此发生了明显的塑性变形。
6. 结论
本文为研究预制管桩截面外缘对PHC短桩基础界面特性的影响,设计并开展了10组足尺模型试验。试验将凸缘和光圆短桩基础模型横置,施加了不同的扭转荷载工况,得到的主要结论如下：
（1）凸缘使桩-混凝土之间的结合面增大,并提供机械咬合作用,从而大大提高桩-混凝土界面的抗剪性能。因此凸缘可以提高PHC短桩基础扭转变形的弹性极限,在本试验中至少提高了2倍,且可以有效减小残余变形,具有较高的工程应用价值。
（2）两种管桩截面的短桩基础都可以根据弹性假设对立柱部分扭转角进行估算,但是荷载值不能超过线性变形的极限荷载。
（3）凸缘的咬合作用有效地抑制了短桩基础在非线性变形阶段的塑性变形发展,使短桩基础可有效抵抗循环作用的扭转荷载,具有较高的工程应用价值。
另外,由于PHC短桩基础的破坏始于浅部桩-混凝土界面弱化,在实际使用中可考虑进行针对性加固。
致谢: 感谢土力学和岩土工程界各位同行的信任，让笔者有幸成为今年黄文熙讲座的主讲人。笔者自1989年师从于顾晓鲁教授，开始了基坑工程领域的学习，建立了对岩土工程浓厚的兴趣，并持续至今，积累了一些粗浅的认识和工程经验。感谢团队刁钰副教授、程雪松副教授、周海祚副教授、张天奇副研究员、雷华阳教授、刘畅副教授，以及笔者的学生杜一鸣博士、李志伟博士、曾超峰副教授、魏少伟博士、刘景锦博士等对本文提供的巨大帮助！感谢笔者的博士生苏奕铭、黄建友、栗晴瀚、何晓佩、焦陈磊、甘伟等，他们对本文也提供了很多具体帮助。感谢深圳市工勘岩土集团有限公司雷斌先生为本文提供了三级支护工程图片。 -
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图 3 某工程中群孔效应引发的周边建筑物沉降
Figure 3. Settlements of adjacent buildings induced by group borehole effects
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图 5 单孔和群孔成孔引起地表沉降
Figure 5. Ground surface settlements induced by single and group borehole
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图 6 多孔合并前后地表曲线对比
Figure 6. Comparison of ground surface settlements with and without simplification of group borehole
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图 10 部分空孔回填控制群孔效应影响
Figure 10. Filling of partial boreholes to control group borehole effects
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图 12 基坑预降水引起地下连续墙变形
Figure 12. Wall deflections induced by pre-dewatering of excavations
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图 13 基坑预降水引起地下连续墙变形和建筑物沉降
Figure 13. Wall deflections induced by pre-dewatering of excavations
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图 14 某大面积基坑降水井及监测点平面布置
Figure 14. Plan of dewatering wells and field monitoring paints
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图 15 某大面积基坑预降水过程中围护结构变形情况
Figure 15. Wall deflections induced by pre-dewatering of excavations
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图 16 考虑预降水4个效应的变形计算模型
Figure 16. Deformation prediction model considering 4 effects of pre-excavation dewatering
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图 17 承压层抽水引发土体变形发展规律
Figure 17. Prediction model for deformation considering 4 effects of pre-dewatering of excavations
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图 18 基坑水平支撑平面和支护桩侧移变形监测点
Figure 18. Plan of structs and monitoring points of lateral displacements of retaining piles
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图 20 不同变形模式下坑外地表土体位移对比
Figure 20. Comparison of ground surface deformations under different lateral deformation modes of retaining wall
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图 21 围护结构不同变形模式下坑外深层土体沉降对比
Figure 21. Comparison of ground deformations behind retaining wall under different lateral deformation models of retaining wall
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图 24 纵墙墙体拉应变最大值变化曲线
Figure 24. Variation of maximum tensile strain of longitudinal wall
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图 25 纵墙墙体拉应变最大值随角度变化曲线
Figure 25. Relationship between maximum tensile strain of longitudinal wall and arbitrary angle
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图 26 围护结构为内凸型模式时坑外不同位置处隧道变形
Figure 26. Deformations of tunnels at different locations caused by convex deformation of retaining structures
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图 27 围护结构不同变形模式下隧道变形影响区
Figure 27. Influenced zones determined by different profiles of deflection of retaining structures
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图 28 某实际工程隧道渗漏引发的沉降和错台
Figure 28. Settlements and dislocation of tunnel segments induced by leakage of water and soils
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图 31 隧道底部不同距离两点渗漏模拟试验
Figure 31. Results of two-leakage-point tests with different spacings
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图 32 不同砂土–黏土界面位置时隧道底部渗漏试验
Figure 32. Large-scale model tests considering position of sand-clay interface relative to tunnel
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图 36 多种保护措施下左线隧道水平位移对比
Figure 36. Comparison of tunnel displacements with different types of protection measures
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图 39 一期、二期基坑开挖时地铁结构Y4测点的水平位移
Figure 39. Horizontal displacements of metro structures at Y4 during 1st and 2nd stages of excavation
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图 40 主动控制的关键区域土体
Figure 40. Key soil zone to control deformation of structures to be protected
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图 41 袖阀管注浆对土体水平变形影响的试验布置图
Figure 41. Field tests on effect of TAM grouting on lateral displacement of soils
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图 42 注浆量及注浆距离对土体侧向变形的影响
Figure 42. Effects of grouting volume and distance on lateral displacement of soils
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图 43 超孔压及A点土体位移随时间发展曲线
Figure 43. Development of excess pore water pressure and horizontal displacement at point A with time
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图 44 袖阀管注浆对隧道位移控制现场试验
Figure 44. Field tests on effects of TAM grouting on control of deformation of tunnels
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图 45 隧道水平位移、水平收敛及随时间的变化规律
Figure 45. Development of horizontal displacement and convergence of tunnels with time due to TAM grouting
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图 47 注浆引起的隧道水平位移增量和水平收敛增量
Figure 47. Increments and convergence increments of horizontal displacement of tunnels caused by TAM grouting
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图 48 第一次注浆前后地铁隧道结构的水平位移
Figure 48. Horizontal displacements of metro structures before and after 1st TAM grouting
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图 49 工况4中4次注浆前后隧道的水平位移
Figure 49. Horizontal displacements of tunnel before and after 4 times of TAM grouting for case 4
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图 51 珠海成层土中袖阀管注浆引起土体水平位移
Figure 51. Horizontal displacements due to TAM grouting in stratified soils in Zhuhai
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图 53 珠海成层土中囊体扩张引起土体水平位移
Figure 53. Horizontal displacements due to capsule grouting in stratified soils in Zhuhai
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图 54 天津成层土中囊体扩张引起土体水平位移
Figure 54. Horizontal displacements due to capsule grouting in stratified soils in Tianjin
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图 55 囊体扩张对桩侧向变形控制现场试验
Figure 55. Field tests on lateral deformation of piles due to capsule expansion
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图 56 隧道与基坑关系及试验平、剖面布置图
Figure 56. Plan and profile of field test tunnel and excavation
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图 58 囊体膨胀主动控制前后隧道Z1测点水平位移
Figure 58. Increments of lateral displacement of tunnel at Z1
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图 60 基坑外各含水层典型观测井水位变化曲线
Figure 60. Variation of water level in aquifers during and after dewatering
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图 61 第Ⅰ微承压含水层回灌时各含水层水位变化曲线
Figure 61. Variation of water level in aquifer due to recharge of artesian aquifer Ⅰ
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图 62 基坑内开始抽水后对第Ⅰ微承压含水层回灌时各含水层水位变化曲线
Figure 62. Variation of water-level in aquifer due to recharge of artesian aquifer Ⅰ after commencement of dewatering inside diaphragm
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图 64 考虑反压土作用的悬臂支护分析模型
Figure 64. Analysis model for cantilever retaining piles considering effects of earth berm
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图 69 多级支护3种破坏模式与多级支护宽度关系
Figure 69. Failure modes of multi-level retaining excavations with respect to width
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图 71 砂土中竖直桩、倾斜桩、斜直组合支护桩模型试验
Figure 71. Model tests on inclined retaining piles in sand
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图 72 不同支护结构直桩桩身变形
Figure 72. Wall deformation of vertical wall for different retaining structures
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图 74 内撑式和无支撑支护结构变形对比
Figure 74. Comparison of deformations of strut-free inclined retaining piles and braced vertical retaining piles
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图 75 倾斜桩无支撑支护结构形式
Figure 75. Comparison of bending moments of strut-free inclined retaining piles and braced vertical retaining piles
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图 77 倾斜桩稳定破坏模式与倾斜角的关系
Figure 77. Variation of failure mode of inclined retaining piles with respect to angle of inclination
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图 81 7种试验工况极限挖深对比
Figure 81. Ultimate depths of excavations with different types of retaining structures
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图 86 不同支护形式的坑内土体隆起
Figure 86. Uplifts of soils in excavations with different strut forms
表 1 土层物理和力学指标
Table 1 Physical and mechanical parameters of soils
层号 土层 层厚/m
/(kN·m-3)w
/%e
/(°)c
/kPa① 人工填土 3.66 17.5 — — 10.0 8.0 ②1 淤泥质砂土 7.97 20.0 17.9 0.549 22.6 — ②2 淤泥 8.80 15.2 77.8 2.079 1.5 2.1 ②3 黏土 3.86 18.0 32.3 0.977 17.1 21.4 ②4 淤泥质土 12.16 16.4 53.7 4.670 6.6 7.5 ②5 粗砂 8.00 20.2 15.2 0.504 29.1 — 
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