中風化片巖地區(qū)巖石錨桿基礎試驗研究

張超（湖南省工程勘察院，湖南婁底417000）

中風化片巖地區(qū)巖石錨桿基礎試驗研究

張超
（湖南省工程勘察院，湖南婁底417000）

針對工程中典型中風化片巖地質狀況，在現場進行一系列單錨和群錨原型試驗，研究了單錨的臨界錨固深度，分析了不同錨固長度錨桿的承載特性與破壞機制，給出了此種巖性中錨桿的錨筋與砂漿黏結強度τa、砂漿與巖石黏結強度τb、巖石等代極限剪切強度τs，對比分析了自密實混凝土2種錨桿灌漿料對砂漿與巖石黏結強度τb的影響；同時，試驗研究了群錨基礎的“群錨效應”，通過軸力檢測得出了群錨基礎下各錨桿間的軸力呈碟形分布的規(guī)律。復合受載試驗表明，在中風化片巖中往復水平荷載會對群錨荷載傳遞產生影響，但是不足于影響群錨基礎的極限抗拔承載力。研究成果對典型中風化片巖地質狀況的錨桿基礎具有重要的工程指導意義。

中風化片巖；錨桿基礎；單錨；群錨

【DOI】10.13616/j.cnki.gcjsysj.2016.12.115

1 引言

錨桿基礎，相比于傳統(tǒng)基礎型式，一方面節(jié)約了混凝土、鋼材用量，降低了工程造價，有較高的經濟效益，充分利用了下部巖石的高強度、低變形的特點，可承受較大的豎向拉力和水平力；另一方面，巖石錨桿基礎土方開挖量小，減少了對環(huán)境的破壞。

目前，錨桿基礎在工程中的運用已逐漸引起各位研究者的注意：（1）宋永發(fā)[1]根據原型試驗結果，分析了強風化地區(qū)巖石錨桿基礎的幾種典型破壞模式：錨筋滑移與屈服、砂漿柱體拔出、巖體剪切破壞機理及破壞（見圖1），提出了因內力分配導致錨桿基礎薄弱環(huán)節(jié)最先破壞的觀點，并為工程設計提供了依據；（2）鄭衛(wèi)鋒[2]基于這幾種錨桿破壞模式從荷載傳遞理論的角度推導了巖石錨桿基礎的工程臨界錨固長度的解析計算公式，并給出相關計算參數的經驗取值范圍；但是由于各地區(qū)巖石差異性較大，相關參數的取值范圍太寬泛，特別是τb和τs，取值影響因素很多，這2個參數主要受巖石類型、巖體風化程度的影響，在這方面，各學者已針對各種巖體開展了一系列的現場試驗，并取得了一定的成果；（3）費香澤等[3]選取華北地區(qū)最常見的花崗巖、片巖和灰?guī)r3種典型巖石進行了單錨式和直錨式巖石錨桿基礎試驗，并分析了不同風化程度條件下巖石錨桿基礎的破壞形態(tài)和錨桿與巖石地基的黏結力的增長過程和方式；（4）吳聶斌[4]選擇了福建山區(qū)花崗巖和片麻巖2種典型的巖石進行錨桿基礎真型試驗，得出了這2種典型巖石對應的試驗參數；（5）馮炳[5]針對強風化凝灰?guī)r進行了一系列單錨和群錨真型試驗。同時也有學者基于錨桿的這4種破壞模式，通過采取一定措施，對錨樁的承載力有很好的增強作用。

圖1 錨桿破壞形式示意圖

2 試驗概況

2.1 工程地質條件

試驗點位于武漢市黃陂區(qū)木蘭湖旁較平緩的場地，表層為粉質黏土，厚度約為10cm；通過試驗場地4個鉆孔揭露下伏巖性一致，片巖，呈黑黃色，鱗片狀變晶結構，片狀構造，主要礦物成分為黑云母、白云母，巖芯呈塊狀和柱狀，最長約35cm，節(jié)理裂隙發(fā)育，中等風化，飽和單軸抗壓強度為14.87MPa。

2.2 試驗布置

錨桿基礎主要承受上拔荷載與水平荷載的共同作用，在進行基礎設計時，根據“木桶理論”確定基礎尺寸和錨桿數量，同時考慮到錨筋強度、錨筋與砂漿黏結強度τa、砂漿與巖石黏結強度τb、巖石等代極限剪切強度τs4種條件，試驗錨桿基礎及反力基礎承臺尺寸為1.2m×1.2m×1.0m，每個試驗錨桿基礎中選2根錨桿按1m間隔安裝鋼筋應力計。錨桿采用C30自密實混凝土進行灌注，群錨承臺采用C25商品混凝土進行灌注。

試驗錨桿基礎及反力基礎承臺尺寸為1.2m×1.2m×1.0m，每個試驗錨桿基礎中選兩根錨桿按1m間隔安裝鋼筋應力計。錨桿采用C30自密實混凝土進行灌注，群錨承臺采用C25商品混凝土進行灌注。

表1 錨桿基礎試驗參數表

3 試驗結果及分析

3.1 帶底部漲殼單錨試驗結果分析

3根錨桿分別出現了3種破壞型式：（1）1-D-1-ZQ發(fā)生τb破壞（見圖2），加載過程中并未聽到有混凝土柱體斷裂的聲響，底部張殼也完整，破壞荷載為400kN；1-D-2-ZQ地表以下20cm處加載到280kN時發(fā)生混凝土柱體斷裂，加載至360kN時，底部漲殼脫落，加載400kN時，位移持續(xù)增長，最終將錨筋從混凝土柱中間拉出，所以下部80cm的錨桿屬τa破壞（見圖3）；（2）1-D-3-ZQ在荷載加到380kN時，地表開始出現環(huán)型裂隙，加到400kN時，進入試驗補壓階段，隨后油壓急劇下降，掉壓至206.97kN，巖體發(fā)生斷裂，地表環(huán)裂隙貫通，圖4a為剪切裂隙在上提過程中慢慢顯露出來，為了確認淺部破壞的范圍，將破壞巖塊提出地面，地表往下40cm巖體發(fā)生剪切破壞，破壞面如圖4b所示，呈“船”形，并未出現預估的從底部漲殼位置發(fā)生巖體剪切破壞,破壞體的角度大致呈45°,試驗曲線如圖5所示（由于篇幅原因，在此不逐一列出）。雖然出現了3種不同的破壞形式，但是破壞荷載均為400kN，按《巖土錨桿（索）技術規(guī)程》（CECS22—2005）取破壞荷載的前一級荷載為極限承載力，1m單錨的極限承載力標準值為360kN。

圖2 1-D-1-ZQ發(fā)生破壞

圖3 1-D-2-ZQ錨混凝土體斷裂

圖4 1-D-3-ZQ淺部巖體剪切破壞

圖5 1m錨桿典型試驗曲線

3根2m試驗錨桿的破壞統(tǒng)一發(fā)生在混凝土體與巖體接觸面上，只是破壞荷載有區(qū)別，1根破壞荷載為550kN，另2根的破壞荷載為500kN，按規(guī)定應取450kN作為2m試驗錨桿的抗拉極限承載力，但是在試驗中發(fā)現，當荷載剛加至440kN時地表即開始出現了放射狀裂隙，所以應取440kN作為2m試驗錨桿的抗拉極限承載力，與1m錨桿的抗拉極限承載力360kN相比，得出錨桿長度對錨桿承載力的影響并非線性關系的結論，與前人通過試驗得出的結論相一致。

3.2 3～6m單錨試驗結果

為了確定錨桿的臨界錨固深度和荷載沿深度的傳遞規(guī)律，每個長度的錨桿選取2根，并每隔1m安置一個鋼筋計。3m、4m、5m和6m的錨桿軸力分布分別如圖6～圖9所示，從圖上可以看出荷載主要在2m范圍內進行傳遞，因此，可以得出結論：本試驗場地單錨的臨界錨固深度為3m。長度3m、4m、 5m和6m的8根帶鋼筋計的錨桿統(tǒng)一的破壞形式都是1m處的連接絲口脫絲后錨筋從錨桿體中拔出，破壞荷載均為397.92kN。而另外的長度分別為3m、4m、5m和6m的4根錨桿沒有安裝鋼筋應力計，錨筋通長沒有薄弱環(huán)節(jié)，破壞形式統(tǒng)一為錨筋發(fā)生屈服流動，由于分級標準不同，3m、4m、5m和6m的4根錨桿破壞荷載分別為450kN、480 kN、455.95kN和447.66kN，根據規(guī)定和綜合比較，在本試驗中風化片巖中錨桿大于3m后錨桿破壞均為錨筋屈服，其單錨極限抗拉承載力為420kN，典型試驗曲線如圖10所示。

圖6 3m錨桿軸力分布圖

圖7 4m錨桿軸力分布圖

圖8 5m錨桿軸力分布圖

圖9 6m錨桿軸力分布圖

圖10 不帶鋼筋計錨固深度＞3m的試驗曲線

試驗中還分析了采用自密實混凝土和細石混凝土作為錨桿灌漿料對單錨承載力的影響，3m長的細石混凝土錨桿的試驗曲線如圖11所示，3根3m細石混凝土錨桿的破壞形式均為破壞，從圖11的試驗曲線判讀其極限承載力為440kN。經對比發(fā)現兩種灌漿料對單錨承載力的影響并不大，但是破壞形式有很大的區(qū)別，3m自密實混凝土錨桿的破壞已完全由錨筋控制，在自由段錨筋出現了應力集中，而且自密實混凝土的流動性要強于細石混凝土，在灌漿過程中漿體會沿巖體層理裂隙擴散，大大提高了巖體強度。由此可得出，中風化片巖中不同破壞型式對應的強度參數（見表2）。

表2 中風化片巖中不同破壞型式對應的強度參數

圖11 3m細石混凝土錨桿試驗曲線

3.3 群錨抗拔試驗結果分析

由于在一些錨桿工程中僅靠單錨無法滿足上部荷載的要求，特別是在有水平荷載作用的工況下，通常要求采用多根錨桿共同受力，因此，進行現場群錨基礎真型試驗對設計參數的取值有極高的參考價值。本次試驗中3個純豎向抗拔群錨基礎的試驗曲線分別如圖12～圖14所示，在第1級到第8級荷載試驗過程中，承臺的位移量都很細微，到第9級荷載（月-QM-1為第10級荷載）位移持續(xù)增大并且迅速掉壓，3個群錨試驗基礎都是在破壞荷載補壓過程中，聽到錨筋發(fā)出“嘭”的破壞性響聲，特別是安裝了鋼筋計的承臺基礎在破壞荷載補壓過程承臺底部以下1m處的鋼筋計失效，由于破壞具有突發(fā)性，基礎周邊并未出現明顯的變形或裂隙，從曲線上可判讀3個群錨基礎的抗拔承載力分別為3240kN、2880kN、2880kN。

圖12 B-QM-1群錨抗拔試驗曲線

圖13 B-QM-2群錨抗拔試驗曲線

圖14 B-QM-3群錨抗拔試驗曲線

圖15 群錨基礎鋼筋計安裝錨桿平面圖

本次試驗群錨承臺錨間距為4D（D為錨桿直徑），從3.2節(jié)分析中已經得出6m的單根錨桿極限承載力為420kN，取群錨試驗承載力為2880kN，則群錨效應系數為0.76，由于6m單錨試驗的破壞形式為錨筋破壞，所以實際的群錨效應系數還會小于0.76。馮炳在強風化凝灰?guī)r區(qū)錨距為3.2D的群錨效應系數為0.81，中南電力設計院在廣西強風化泥質砂巖錨距為4D的群錨效應系數為0.80，而片巖中群錨效應如此明顯主要是因為水平向片理的原因。從圖4的1-D-3-ZQ淺部巖體剪切破壞圖中可以看出，由于存在水平向片理，荷載傳遞的范圍會比無水平片理時要大，造成各錨桿間的應力傳遞區(qū)域之間相互重疊，加劇了應力集中。為了驗證群錨效應的存在，并比對同一群錨基礎不同部位錨桿的受力差異，本次試驗在2個承臺中分別在中心錨桿、邊錨和角錨錨筋上安裝鋼筋應力計（各錨桿位置見圖15）。對比圖16和圖17可發(fā)現，群錨基礎中心錨出現應力集中，中心錨的荷載一直傳遞到錨桿底部，邊錨只傳遞到4m，角錨僅傳遞到3m。這主要是由于中心錨周邊巖體存在8個應力傳遞重疊區(qū)，所以荷載傳遞深度最大，與抗壓樁承臺樁頂反力顯馬鞍形分布得出相反的結論：群錨抗拔錨桿反力在平面上呈碟形分布，中心錨最大、邊錨次之，角錨最小。

圖16 B-QM-2群錨基礎中心錨和邊錨軸力沿深度分布圖

圖17 B-QM-3群錨基礎中心錨和角錨軸力沿深度分布圖

3.4 群錨抗拔+水平復合受載試驗結果分析

通常錨桿基礎在承受豎向上拔荷載的同時還承受風荷載等水平方向荷載的反復作用。通過以往的試驗研究發(fā)現，通常這種豎向和水平向復合受力對基礎是最不利的，中南電力設計院在廣西強風化泥質砂巖中進行試驗時發(fā)現群錨單純抗拔試驗抗拔極限承載力為1040kN，群錨抗拔+水平復合試驗抗拔極限承載力為920kN，這說明在高荷載的時候，維持豎向荷載不變，反復施加水平力，加速了錨桿豎向破壞的趨勢[6]。本次試驗中3個豎向抗拔+水平向復合試驗時群錨基礎的試驗曲線分別如圖18～圖20所示。從圖上可見，試驗前期往復水平荷載引起的位移變化很小，當水平荷載增加到400kN時，豎向位移也只增加了3mm；當豎向荷載加至3240kN時，豎向位移開始持續(xù)增長；在施加了450kN的循環(huán)水平荷載后豎向位移加速增長，降壓明顯，隨后聽到錨筋發(fā)出“嘭”的破壞性響聲，試驗終止。整個加載過程中水平方向的位移量很小，水平位移曲線如圖21所示，最大水平位移量不超過8mm，對群錨基礎的豎向抗拔承載力影響不大，從曲線上判讀3個豎向抗拔+水平向復合試驗群錨基礎的豎向抗拔承載力均為2880kN[7]。

圖18 BS-QM-1群錨抗拔試驗曲線

圖19 BS-QM-2群錨抗拔試驗曲線

圖20 BS-QM-3群錨抗拔試驗曲線

為了深入研究水平向往復荷載對錨桿基礎荷載傳遞規(guī)律的影響，沿水平荷載的作用方向對稱兩根錨桿的錨筋上每隔1m安裝鋼筋應力計,月S-QM-2群錨試驗過程中的軸力變化如圖22所示，施加水平荷載對承臺底部產生了附加力矩，所以受壓側錨桿淺部1m處軸力略微減小，月S-QM-2群錨受壓側錨桿2m以下施加水平荷載后軸力增加，而受拉側錨桿3m以上的軸力在水平荷載作用后都明顯增長，說明往復水平荷載作用促使了荷載沿錨桿深度方向發(fā)生二次調配。另外對比兩種邊錨軸力圖可發(fā)現，同樣是邊錨，純豎向上拔受載時荷載傳遞的臨界深度為4m，而在豎向受荷的同時還承受往復的水平向荷載共同作用下，荷載傳遞到了錨桿底部，這也進一步證明了往復水平荷載作用促使了荷載沿錨桿深度方向進一步傳遞。

圖21 復合受荷群錨水平向試驗H-t-Y0曲線

圖22 BS-QM-2群錨基礎錨桿軸力沿深度分布圖

月S-QM-3群錨試驗過程中的軸力變化如圖23所示，雖然兩側錨桿1m處軸力在水平荷載作用下變化都很明顯，特別是從第6級荷載開始，1m處軸力變化值將近100kN，但到2m處軸力變化就很細微了，水平荷載對荷載傳遞的影響深度明顯小于月S-QM-2群錨基礎。

圖23 BS-QM-3群錨基礎錨桿軸力沿深度分布圖

4 結語

本次在中風化片巖地區(qū)一共進行了7組單錨和2組群錨現場真型試驗，通過對試驗結果進行分析總結可得出以下幾點結論：

1）中風化片巖中單錨的臨界錨固深度為3m；錨固長度超過3m的單錨均出現錨筋破壞；在3m以內，錨桿錨固長度對錨桿承載力也是非線性的；通過對錨桿軸力的分析得出，錨桿基礎的抗拔主要依靠上部巖層與桿體間的黏結力，特別是在地表以下20～40cm的位置，錨筋出現應力集中，造成淺部混凝土柱體斷裂或巖體剪切破壞，由于水平向片理的原因，巖體剪切破壞區(qū)域比規(guī)定中45°倒錐形區(qū)域要大；

2）細石混凝土和自密實混凝土2種灌注料對巖層與錨桿混凝土柱體之間的剪切強度都有影響，相對于細石混凝土，自密實混凝土有更好的流動性，漿體會沿巖體節(jié)理裂隙擴散，可有效增強淺部巖體整體性，并最終達到強化的效果；

3）由于每根錨桿都存在一個應力擴散區(qū)，當錨桿間距不夠大時，錨桿之間的應力擴散區(qū)會發(fā)生重疊，在重疊區(qū)出現應力集中，這種應力重疊區(qū)的確定是群錨效應的根源所在，造成同一基礎下各錨桿軸力非均勻分布，在群錨基礎各個部位錨桿的軸力監(jiān)測發(fā)現，基礎中心的錨桿受力最大，邊錨次之，角錨最小；

4）往復水平荷載作用會促使荷載沿錨桿深度方向發(fā)生二次調配，使荷載沿錨桿深度方向進一步傳遞，但是在中風化頁巖中最高450kN往復水平荷載不足于影響群錨的上拔極限承載力。

【1】宋永發(fā).送電線路巖石錨桿基礎試驗研究[J].巖土工程學報,1995,17 (4):89-94.

【2】鄭衛(wèi)鋒,魯先龍,程永鋒,等.輸電線路巖石錨桿基礎工程臨界錨固長度的研究[J].電力建設,2009,30(9):12-14.

【3】費香澤,程永鋒,蘇秀成,等.華北地區(qū)輸電線路巖石錨桿基礎試驗研究[J].電力建設,2007,28(1):26-28.

【4】吳聶斌.閩江大跨越塔巖石錨桿基礎設計與真型試驗研究[J].城市建筑,2013(14):292-293.

【5】馮炳,謝芳.強風化凝灰?guī)r地質條件下巖石錨桿基礎試驗研究[J].電力建設，2014，35(1):46-49.

【6】孫長帥,楊海巍,徐光黎.巖石錨桿基礎抗拔承載力計算方法探究[J].巖土力學,2009,30(S1):75-78.

【7】張幼振,石智軍,張晶.巖石錨桿錨固段荷載分布試驗研究[J].巖土力學,2010,31(S2):184-188.

Experimental Investigation of Rock Bolt Foundation in Moderately Weathered Schist Area

ZHANG Chao
(Engineering Investigation Institute of Hunan Province,Loudi417000,China)

This paper based on the typical moderately weathered schist geological condition in engineering, doing a series of single anchor andgroup anchor prototype testing in site, studying the critical depth of the single anchor, analyzing the load-bearing characteristics and failuremechanism with different anchoring length, giving the bonding strength between anchor steel and mortar a 、mortar and rock b 、rock ultimateshear strength s.Then comparing two different grouting materials ,analyses their affects on mortar and rock b , at the same time , this test researchesthe anchor group effect ,by testing ,we can know the axial forces between all anchors distributing as a dish shape. The load bearing test shows thathorizontal load will affects the group anchor loads transmission in moderately weathered schist ,but itwill not affect the ultimate bearing capacityof group anchor foundation.And all these results have an important affect on moderately weathered schist geological condition.

moderately weathered schist;anchor foundation;single anchor;group anchor

TU471.6

A

1007-9467（2016）12-0032-06

2016-09-01

張超（1983～），男，新疆昌吉人，工程師，從事工程地質水工環(huán)研究。