鋼結(jié)構(gòu)單管通信塔鋼管樁基礎(chǔ)設(shè)計(jì)探討

岳　軍,董軼赟

YUE Jun，DONG Yiyun

(華信咨詢?cè)O(shè)計(jì)研究院有限公司,浙江 杭州 310014)

隨著移動(dòng)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(duì)應(yīng)的基礎(chǔ)設(shè)計(jì)也發(fā)生變化：傳統(tǒng)的現(xiàn)澆鋼筋混凝土淺基礎(chǔ)、多樁基礎(chǔ)由于占地面積大且施工周期長而受限；預(yù)制拼裝式基礎(chǔ)、單根鋼管樁基礎(chǔ)逐漸增多,特別是鋼管樁基礎(chǔ)因施工速度快、占地面積小而被廣泛應(yīng)用。目前,指導(dǎo)鋼管樁基礎(chǔ)設(shè)計(jì)的規(guī)范主要有《建筑樁基技術(shù)規(guī)范(JGJ94—2008)》(以下簡稱《樁基規(guī)范》)[1]、《鋼結(jié)構(gòu)單管通信塔技術(shù)規(guī)程(CECS236—2008)》(以下簡稱《單管塔規(guī)程》)[2]、《單管塔鋼樁基礎(chǔ)技術(shù)規(guī)程》征求意見稿(以下簡稱《鋼樁基礎(chǔ)規(guī)程》)[3],本文對(duì)鋼管樁基礎(chǔ)的設(shè)計(jì)理論、規(guī)范方法、參數(shù)取值和設(shè)計(jì)流程做粗淺探討。

1　設(shè)計(jì)原則

本文鋼管樁基礎(chǔ)是指滿足剛性樁條件的單根大直徑鋼管樁基礎(chǔ),其樁身抗彎剛度大,入土深度較小,樁基受力時(shí)整體變形近似剛體轉(zhuǎn)動(dòng)[4]。鋼管樁基礎(chǔ)設(shè)計(jì)應(yīng)按照極限狀態(tài)設(shè)計(jì)方法,驗(yàn)算內(nèi)容見表1。

表1　鋼管樁基礎(chǔ)設(shè)計(jì)驗(yàn)算內(nèi)容

鋼管樁樁身抗彎剛度大,樁身應(yīng)力比很小,樁身強(qiáng)度并非控制因素。地基承載力驗(yàn)算是避免樁側(cè)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(jìn)一步擴(kuò)大會(huì)導(dǎo)致整體穩(wěn)定破壞即傾覆?？梢?鋼管樁基不同于普通鋼筋混凝土樁基由樁身強(qiáng)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(chǔ)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(chǔ)中基樁應(yīng)滿足下式要求：

Hik≤Rha.

(1)

式中:Hik為荷載效應(yīng)標(biāo)準(zhǔn)組合下,作用于基樁頂處的水平力；Rha為單樁基礎(chǔ)水平承載力特征值,對(duì)于缺少單樁水平靜載試驗(yàn)資料時(shí),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(shè)計(jì)值的0.8倍。

鋼結(jié)構(gòu)單管通信塔屬于高聳結(jié)構(gòu),控制荷載為風(fēng)荷載。以30 m外爬支架式單管塔為例,塔腳反力標(biāo)準(zhǔn)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(chǔ)設(shè)計(jì)的關(guān)鍵。這點(diǎn)在《鋼樁基礎(chǔ)規(guī)程》4.2.6條有明確要求：樁頂位移δ0≤0.01m,轉(zhuǎn)角tanθ≤0.006。

2　設(shè)計(jì)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(cè)土體、樁底土體與樁基之間的應(yīng)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(yù)先設(shè)定地基反力形式,按照土中極限靜力平衡來求解樁基內(nèi)力及變形。電力行業(yè)《架空送電線路基礎(chǔ)設(shè)計(jì)技術(shù)規(guī)定(DL/T 5219—2014)》6.3.3條即采用該法進(jìn)行無臺(tái)階深基礎(chǔ)傾覆穩(wěn)定性驗(yàn)算[5]?！秵喂芩?guī)程》6.2.2條引用了電力行業(yè)規(guī)范,并給出了位移、轉(zhuǎn)角和內(nèi)力計(jì)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(yīng)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(dāng)n取某些特定值時(shí),方程(4)有解析解?！朵摌痘A(chǔ)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(shí)踐中應(yīng)用較少。

3　規(guī)范設(shè)計(jì)方法

按照規(guī)范方法進(jìn)行設(shè)計(jì)時(shí),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(biāo)見表2,計(jì)算簡圖見圖1。

表2　規(guī)范設(shè)計(jì)方法參數(shù)表

相關(guān)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(zhuǎn)角φ0=-(H0δMH+M0δMM).

(8)

(9)

(10)

(11)

其中,b0為計(jì)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(chǔ)規(guī)程》4.2.6條要求：

樁頂位移δ0=b/(C·D0)≤0.01m.

(15)

(16)

轉(zhuǎn)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(chǔ)受力性能的因素包括樁側(cè)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(qiáng)度等。結(jié)合通信塔受力特點(diǎn),根據(jù)規(guī)范條文,忽略剪力影響,僅考慮彎矩影響,推導(dǎo)得到各項(xiàng)參數(shù)與水平位移的比例關(guān)系如下式：

由式(7)可知,m法計(jì)算的水平位移

(19)

由式(12)、(13)可知,極限平衡法計(jì)算的短柱頂位移

(20)

由式(15)、(16)可知,C值法計(jì)算的樁頂位移

(21)

下面根據(jù)規(guī)范編制計(jì)算程序進(jìn)行實(shí)例計(jì)算,并對(duì)結(jié)果進(jìn)行比較歸納分析。

4　實(shí)例計(jì)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(fēng)面積0.8m2,塔體為Q235B,截面為正十二邊型。塔腳反力標(biāo)準(zhǔn)組合為Nk=26.4kN,Vk=18.7kN,Mk=269.0kN·m。

地基土為軟塑狀粉質(zhì)粘土,土的黏聚力C=25.6kPa,土的內(nèi)摩擦角φ=11.6°,土的重度γ=18.78kN/m3,樁側(cè)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(bào)告一般不提供土體模量取值,設(shè)計(jì)時(shí)對(duì)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(chǔ)規(guī)程》表4.2.8。

假定樁徑為1.2m,壁厚10mm,樁長為5m,計(jì)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(chǔ)規(guī)程》C值取值范圍為4000～7000kN/m3.5,計(jì)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(jì)算的變形更大,偏于安全。同時(shí)C值選取時(shí),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?yàn)榧僭O(shè)樁頂與承臺(tái)為剛性連接(固接),所以變形最小。設(shè)計(jì)時(shí)注意須設(shè)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(fù)相關(guān)。

實(shí)例計(jì)算時(shí)，假定樁長為5.5 m不變,樁徑自0.8 m變?yōu)?.8m,見圖5，計(jì)算結(jié)果見圖6～8。

圖5　考慮樁徑影響計(jì)算簡圖

圖6　樁徑-樁頂位移變化曲線

圖7　樁徑-樁頂轉(zhuǎn)角變化曲線

圖8　樁徑-樁身應(yīng)力變化曲線

可見,1)隨著樁徑增大,樁頂水平位移、樁頂轉(zhuǎn)角都近似線性減小；2)樁身彎矩極值無變化,應(yīng)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(fù)相關(guān)。

實(shí)例計(jì)算時(shí)，假定樁徑統(tǒng)一為1.6m,樁長自4.0 m變?yōu)?.5m,見圖9，計(jì)算結(jié)果見圖10～12。

圖9　考慮樁長影響計(jì)算簡圖

圖10　樁長-樁頂位移變化曲線

圖11　樁長-樁頂轉(zhuǎn)角變化曲線

圖12　樁長-樁身極值內(nèi)力變化曲線

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

4.4　設(shè)計(jì)時(shí)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(jí)變化遞增,作“增大樁徑”曲線。同時(shí),按照用鋼量等量增加原則計(jì)算每個(gè)梯級(jí)的樁長增量,作為“增大樁長”曲線,比較結(jié)果見圖13～15。

圖13　C值法計(jì)算用鋼量-樁頂位移變化曲線

圖14　m法計(jì)算用鋼量-樁頂位移變化曲線

圖15　極限平衡法計(jì)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(chǔ)設(shè)計(jì)時(shí)應(yīng)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(shí)仍不能滿足要求時(shí)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(jì)算。

實(shí)例計(jì)算時(shí)，假定樁徑為1.0m,樁長為5.5m,壁厚從8mm變至18mm,見圖16,計(jì)算結(jié)果見圖17、18。

4.6　各項(xiàng)極限狀態(tài)控制指標(biāo)的相互關(guān)系

在鋼管樁基礎(chǔ)設(shè)計(jì)時(shí),除了對(duì)樁頂位移和樁頂轉(zhuǎn)角的限值外,極限平衡法要求進(jìn)行抗傾覆計(jì)算；C值法要求對(duì)樁側(cè)及樁端土壓力進(jìn)行驗(yàn)算。為了解各項(xiàng)極限狀態(tài)控制指標(biāo)的相互關(guān)系，假定樁徑0.8 m～1.1 m逐漸增大,徑厚比≤140,驗(yàn)算不同設(shè)計(jì)參數(shù)下的控制指標(biāo)，結(jié)果見表3。

圖16　考慮壁厚影響計(jì)算簡圖

圖17　壁厚-樁頂位移變化曲線

圖18　壁厚-樁頂轉(zhuǎn)角變化曲線

表3　各項(xiàng)極限狀態(tài)控制指標(biāo)

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

5　結(jié)　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(duì)樁基設(shè)計(jì)影響較大,根據(jù)土層分類取值時(shí),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(chǔ)設(shè)計(jì)建議流程：初定樁徑-按徑厚比確定壁厚-計(jì)算限制樁長,盡可能增加樁長,按照C值法計(jì)算變形、土壓力-不滿足要求時(shí)增加樁徑后迭代計(jì)算-極限平衡法抗傾覆驗(yàn)算。