藏木特大橋樁基承臺錨錠承載特性研究

朱增輝 陳從新 張海娜 鄭 允 張亞鵬

(廣西河百高速公路有限公司1) 南寧 547500) (中國科學院武漢巖土力學研究所巖土力學與工程國家重點實驗室2) 武漢 430071) (中國科學院大學3) 北京 100049)

0 引 言

藏木雅魯藏布江雙線特大橋(以下簡稱藏木特大橋)，是新建鐵路川藏線拉薩至林芝段(以下簡稱為拉林鐵路)上的一座重要橋梁.橋梁全長525.3 m，全橋孔跨布置39.6 m+32 m連續梁+430 m中承式鋼管混凝土拱+28 m+34.6 m連續梁.全橋鋼管拱拱肋分左右幅吊裝，最大吊重2 500 kN[1].鋼管拱吊裝過程中，為平衡扣塔的不平衡水平荷載需設置錨索，錨索一端與扣塔連接，另一端錨固在后錨碇上.目前后錨主要有重力式錨碇和巖錨兩種形式[2]，藏木特大橋拉薩岸錨錠位置邊坡坡度較陡，開挖空間較小，不滿足重力式錨錠的要求；巖體節理裂隙發育，風化較為嚴重，巖體力學性質差，也不適合采用巖錨錨錠,因此,采用了最新研發的組合式樁基承臺錨碇[3].

樁基承臺錨碇通過錨樁的抗剪性能以及承臺底部摩擦力來承擔施工水平荷載，通過錨樁抗拔性能和承臺自重來承擔施工豎直荷載.拉薩岸共設有三個錨錠平臺，每個平臺上布置8～14個錨樁，錨樁均為2 m×3 m的人工挖孔樁，樁長為17 ～25 m[4].樁基承臺錨碇的安全依賴于兩個方面，一個方面是錨錠本身的承載能力，另一個方面是錨錠位置邊坡的穩定性[5],因此,本文從這兩個方面展開了樁基承臺錨錠承載特性的研究.采用地質力學方法對邊坡的穩定性初步定性分析.通過數值模擬(UDEC)研究拉剪、壓剪組合荷載作用下錨錠邊坡及錨樁的變形破壞規律.基于樁基承臺錨錠的破壞特征，提出樁基承臺錨錠承載的安全儲備系數確定方法.

1 工程地質背景

1.1 地形地貌

藏木特大橋地處藏木水電站庫區，距藏木水電站大壩約1.2 km.拉薩岸后錨區基巖裸露，谷坡陡峻，山頂高程最高約為5 100 m，江底高程最低約為3 250 m，高差為1 850 m，岸坡坡度多為45°～60°，傾向為104°.

1.2 地形地貌

1) 第四系全新統坡殘積層碎石土(Q4dl+el) 灰白色，稍濕，稍密-中密.成分以花崗巖為主，呈棱角狀～次棱角狀，碎石含量50%～60%，粒徑約60～80 mm，主要分布于斜坡及緩坡地段分布，厚度0～2 m，局部厚度較大.

2) 第三紀始新世溶母棍巴單元(E2R)中粒角閃黑云花崗巖 灰白色，中粒結構，塊狀構造，剪張型微裂紋極發育，裂紋寬度0.2～1.5 mm，裂紋面上礦物的晶面清晰可見.在爆破作用下，巖石的爆裂面大多呈粉末狀，這種現象主要是由于微裂紋發育程度的影響.根據結構面的發育程度和風化特征，可以劃分為強風化、弱風化和微風化三層.

3) 強風化角閃黑云花崗巖 灰黃色，巖體破碎，構造結構面發育，在卸荷應力作用下，結構面大部分呈張開狀態，張開寬度4～12 mm.卸荷裂縫極發育，裂縫寬度最大可達12～15 cm.層厚為4～10 m.

4) 弱風化角閃黑云花崗巖 灰黃、灰白色，巖體較破碎-較完整，構造結構面較發育，裂縫總體呈閉合-微張，在局部可見因卸荷而張開，張開寬度1～4 mm.卸荷裂縫發育，裂縫寬度最大可達3～12 cm.層厚為16～35 m.

5) 微風化角閃黑云花崗巖 灰白色，巖體完整，卸荷裂縫不發育，僅有少量張開結構面.

1.3 地質構造

地質構造簡單，未見區域性斷裂構造.基于錨碇區開挖形成的地質露頭，實測結構面37條，極點分布見圖1.對結構面進行統計分組，得到三組結構面見圖2，依次為J4，J5和J6，產狀依次為289°∠87°，026°∠87°，074°∠52°.

圖1 實測結構面極點圖及等密度圖

圖2 結論面統計分組

J4結構面近垂直于橋軸線展布.J4結構面的傾向289°，橋軸線的走向為284°.錨錠平臺開挖后，出露較為明顯，見圖3.結構面表面風化呈土黃色.結構面呈微張-微張狀，無充填.結構面延伸面積最大約為25 m2，結構面平均間距為150 cm.

圖3 J4在錨碇2,3基礎平臺的出露情況

J5結構面近平行于橋軸線展布.J5結構面的走向為296°，橋軸線的走向為284°,見圖4.結構面延伸面積最大約為60 m2.J5結構面在錨碇2,3基礎平臺的正面邊坡也較為發育，延伸長度最大約為16 m，結構面間距最小為41 cm，結構面平均間距為93 cm.

圖4 J5在錨碇1,2基礎平臺的出露情況

J6結構面近平行于自然邊坡面展布，主要分布在邊坡上部，特別是強風化巖體內部.延伸長度最大約為10 m，結構面間距最小約為30 cm，平均間距約為72 cm.

2 地質力學分析

錨錠位置邊坡的穩定性問題主要涉及三組結構面(J4、J5及J6)組合形成的可動塊體的穩定性.施工過程中的不利因素主要有兩個，基礎平臺開挖卸荷；錨拉荷載.

基礎平臺開挖，引起邊坡巖體局部幾何形態的改變.這種改變使基礎平臺的正面坡面和下游側坡面會出現由三組結構面組合而成的幾何可動塊體.三組結構面組成的可能滑裂面一旦完全貫通，就會出現局部的塊體崩滑現象.

錨拉荷載對巖體穩定性的影響主要體現在兩個方面.一方面，錨拉荷載加劇了結構面的卸荷變形.在錨拉荷載作用下，J4結構面的拉張變形和J5結構面剪切位錯變形，都會進一步增大，另一方面，錨拉荷載和巖塊自重作用下反傾巖層(J4結構面切割所形成)可能發生傾倒破壞.此外，J6結構面可能產生拉剪張裂變形，這會增大幾何可動塊體的貫通性，增大局部塊體崩滑現象的發生概率.

3 樁基承臺錨錠變形特性

3.1 分析剖面

過錨錠2，3的中線，沿橋軸線方向共取兩個剖面進行拉剪、壓剪組合荷載作用下邊坡穩定性模擬分析，見圖5.邊坡地質剖面分為三層，見圖6，分別強風化花崗巖、弱風化花崗巖和微風化花崗巖，包括J4(289°∠87°)和J6(74°∠52°)兩組結構面，間距分別為1.5 m和0.72 m，又因為計算模型采用的是平面應變模型，計算剖面平行于橋軸線方向，另外一組結構面 J5(26°∠87°)的作用本模型也能反映,因此，本模型能夠模擬上述三組優勢結構面對邊坡穩定性的影響.由于實體單元不能得到錨樁軸力、剪力和彎矩分布，本文采用UDEC中內置的樁單元來模擬錨樁的變形破壞.巖塊和結構面分別采用摩爾庫倫模型和庫倫滑移模型.

圖5 藏木特大橋拉薩岸錨碇邊坡二維穩定性評價剖面布置

圖6 計算剖面地質模型概化圖

3.2 巖體計算和錨錠參數

根據對已有資料的整理與分析，并綜合巖塊室內點荷載強度試驗，以及室內單軸、三軸壓縮試驗和直接剪切試驗結果，通過巖體分級法和折減系數法估算[6]，最終確定了拉薩岸錨碇邊坡巖體的物理力學性質指標，見表1～2.

表1 巖塊計算參數

表2 結構面計算參數

根據設計資料，每根錨樁施加的軸力和剪力見表3，由于樁彎矩不影響整體邊坡的穩定性，數值模擬中未給予考慮.

表3 錨樁軸力和剪力作用情況 kN

3.3 結果分析

A-A剖面和B-B剖面錨碇邊坡計算結果見圖7～8.

圖7 A-A剖面錨碇邊坡計算結果

圖8 B-B剖面錨碇邊坡計算結果

數值模擬結果顯示，拉剪、壓剪組合荷載作用下錨樁的軸向力隨埋深近線性減小，樁底的軸向力近似等于0，呈倒三角形分布，見圖7a)，圖8a).錨樁的剪切力在樁頂以下5 m左右的位置發生了反轉，稱之為反轉點，見圖7b)，圖8b)，反轉點以上剪切力方向與剪力施加方向一致，指向坡外，以下剪切力指向坡內.從錨樁剪切力大小上分析，反轉點以上剪切力約等于剪力施加荷載，而反轉點以下的剪力要明顯小于這一數值，其最大值約為剪力施加荷載的一半.

錨樁受力后，錨碇平臺附近邊坡發生了明顯的位移，最大值為5.34 ～ 6.68 mm，發生在錨碇2平臺上，方向指向坡外向上，見圖7c)，圖8c).這是因為在錨樁拉剪荷載作用下，樁體將外荷載通過錨樁與周圍巖體的粘結作用將荷載傳遞給周圍巖體，帶動圍巖一起變形.

施工荷載作用下，巖塊沒有發生屈服，不過沿結構面發生的拉伸破壞現象加劇，尤其是在錨碇1和錨碇2平臺處，沿著J6(74°∠52°)結構面發育的拉伸破壞(張裂隙)向邊坡內部發展.此時未形成貫通的破壞面，且數值計算是收斂的，邊坡整體處于穩定狀態，見圖7d)，圖8d).

4 樁基承臺錨錠失效機制

為研究錨樁加載后邊坡的穩定性儲備情況，進行了錨樁超載的數值模擬研究.根據是否考慮錨樁自身的破壞，分兩種情況進行分析：①考慮錨樁樁體破壞；②不考慮錨樁破壞，僅考慮錨錠處邊坡的穩定性.對于第一種情況，根據錨樁的設計荷載和極限荷載來確定超載系數.由文獻[1]可知，錨碇1,2和3處錨樁的抗壓、抗拉及抗剪極限荷載與設計荷載的比值(定義為儲備系數)見表4.錨碇1處錨樁的儲備系數最小，為1.45，按1.45進行超載情況進行數值模擬(稱為錨樁同步超載).此外，為更針對性的研究每個錨碇處的穩定性情況，分別按每個錨碇處的儲備系數進行了超載模擬，錨碇1,2和3的超載系數分別為：1.45,1.66和2.85(稱為錨樁差異超載).

表4 不同錨碇處錨樁的抗壓、抗拉和抗剪儲備系數

4.1 同步超載模擬結果

圖9～10為A-A’剖面和B-B’剖面錨碇邊坡樁基同步超載1.45倍后的計算結果圖.

圖9 A-A’剖面錨碇邊坡樁基同步 超載1.45倍后的計算結果

圖10 B-B’剖面錨碇邊坡樁基同步 超載1.45倍后的計算結果

錨樁超載1.45倍后，錨碇平臺尤其是錨碇1和錨碇2平臺發生了較大的位移，最大位移達13.61 mm，是超載前的2.04倍.隨著外荷載的增加，邊坡位移非線性增長，增長速率越來越快.

錨樁超載1.45倍后，上下游剖面錨碇2平臺位置各出現了四個和三個塑性屈服單元，沿著結構面也發生了拉伸破壞.但是塑性區沒有貫通，且數值計算也是收斂的，邊坡整體處于穩定狀態.與設計荷載作用的情況相比，沿結構面發生的拉伸破壞范圍明顯增加，邊坡穩定性顯著降低，錨碇2平臺可能發生局部失穩現象.

4.2 差異超載模擬結果

圖11～12為A-A’剖面和B-B’剖面錨碇邊坡樁基差異超載后計算結果圖.

圖11 A-A’剖面錨碇邊坡樁基差異超載后計算結果

圖12 B-B’剖面錨碇邊坡差異超載后計算結果

差異超載后，錨碇平臺尤其是錨碇2平臺處發生了較大的位移，最大位移達19.38 mm，是超載前的2.90倍，相比同步超載，位移增加了42.40%，差異超載后，發生拉伸屈服的巖塊單元數量為6個，相比同步超載有所增加，沿著結構面也發生了拉伸破壞.但是，此時塑性區仍未貫通，且數值計算也是收斂的，邊坡整體處于穩定狀態.不過，沿結構面發生的拉伸破壞的深度和范圍均有所增加，邊坡穩定性顯著降低.

4.3 錨碇邊坡超載分析

為研究拉薩岸錨碇邊坡的極限承載力，在不考慮錨樁樁體破壞的情況(情況2)，進行了超載的數值模擬研究.通過二分法得到了兩個剖面錨碇邊坡的安全儲備系數均為2.50，計算結果見圖13～14.

圖13 A-A’剖面錨碇邊坡樁基同步超載2.5倍后的計算結果

圖14 B-B’剖面錨碇邊坡樁基同步超載2.5倍后計算結果

錨樁超載2.50倍后，錨碇平臺尤其是錨碇1和錨碇2平臺發生了較大的位移，最大位移達46.64 mm，是超載前的6.98倍，錨碇平臺發生了明顯的變形.

錨樁超載2.5倍后，錨碇平臺尤其是錨碇-1平臺和錨碇-2平臺位置強風化巖層發生了大范圍的拉伸屈服，且與沿結構面形成的破壞面(帶)形成了貫通的破壞面，邊坡發生整體失穩，其破壞模式為拉剪破壞，具體來說為：上部沿巖塊發生拉伸破壞，下部沿結構面發生拉剪破壞.

4.4 樁基承臺錨錠破壞模式

通過上述三種超載方法(錨樁同步超載、錨樁差異超載、錨錠邊坡極限超載)分析可知，錨樁被拉斷的安全儲備系數為1.45，小于錨錠邊坡發生失穩破壞的安全儲備系數為2.50.換言之，該樁基承臺錨錠可能發生的破壞模式為錨樁被拉斷撥出.這可以通過提高設計荷載來提高錨樁的承載力.對于錨錠處的邊坡，其穩定性較高，設計施工荷載作用下不會出現穩定性問題.

5 結 論

1) 藏木特大橋拉薩岸錨樁區的山體主要被三組優勢結構面切割，依次為J4，J5和J6，產狀依次為289°∠87°，026°∠87°，074°∠52°.這三組結構面將巖體切割為不規則六面體結構，其中，J4主要控制塊體后緣張拉破壞、J5和J6分別控制塊體側邊和底面剪切破壞.

2) 錨錠荷載作用下，錨樁軸力自樁頂到樁底近線性減小，樁底的軸向力近似等于0(倒三角分布).錨樁的剪切力方向在樁頂以下5 m左右處發生了反轉，反轉點以上剪切力方向與剪力施加方向一致，指向坡外，而以下剪切力指向坡內，且明顯比反轉點以上的數值小.

3) 錨樁受力后，錨錠處的邊坡巖體發生了明顯的位移，最大值為5.34 ～ 6.68 mm，方向指向坡外向上.

4) 該樁基承臺錨錠可能發生的破壞模式為錨樁被拉斷撥出.對于錨錠處的邊坡，其穩定性較高，設計施工荷載作用下不會出現穩定性問題.