特大懸索橋現場隧道錨塞體的自平衡法承載特性研究

戴自然，廖萬輝，周 旭，吳福飛，楊冬升

(1.貴州師范大學 材料與建筑工程學院，貴州 貴陽 550025； 2.貴州省公路工程集團有限公司，貴州 貴陽 550001)

0 引言

懸索橋[1-4]整體造型美觀流暢，相比其他橋梁具有加固、維護和改建便利以及施工快捷的特點。錨塞體作為懸索橋的4大部件之一[5-7]，在實際工程中，與圍巖一起均要承受橋梁靜載、行車動載和風荷載等其他不可遇見荷載的作用。因此，錨塞體和圍巖在荷載作用下的安全性是懸索橋的關鍵問題之一[8-10]。

為了驗證錨塞體和圍巖在荷載作用下的安全性，國內學者張奇華采用現場和數值模擬發現，圍巖破壞面主要發生在圍巖接觸面和錨體底部，擴散向外呈圓臺樁發展[11]。李棟梁采用1∶10的原位模型試驗，分析了圍巖的變形和長期穩定性，并提出了淺埋軟巖隧道錨的破壞形式[12]。童俊采用1∶10模型試驗結合有限元分析，試驗發現荷載達到8倍設計荷載時錨塞體發生破壞[13]。王東英采用Mindlin應力解，提出了隧道錨極限承載力的計算公式，通過實際工程，與室內試驗驗證其合理性[14]。王中豪基于隧道錨承載能力計算公式缺乏的問題，提出了承載能力非線性映射PSO-LSSVM模型，通過試驗證明了PSO-LSSVM模型預測結果的合理性[15]。

自平衡法[16]是近些年來新發展的測樁承載力的方法，由于不需外部加載反力，以自身承載能力作為加載的反力，實現自我加載，可以在面臨超大噸、邊坡、水上等試驗環境困難時，完成堆載法、錨樁法等傳統加載方法難以完成的試驗。然而用于隧道錨塞體的試驗檢測還不多見。為此，本研究借助自平衡測試方法，以開州湖大橋隧道錨塞體為例，采用現場模型試驗驗證現場隧道錨塞體自平衡的承載特性，為類似橋梁工程的長期安全性評價提供參考。

1 工程概況與地質構造

1.1 工程概況

開州湖特大橋位于貴州黔北山地，地勢總體西北高東南低，屬淺切低山溶蝕、侵蝕地貌類型。橋長1 257 m，上部結構：3×30 m T梁+(1 100) m懸索橋+2×30 m T梁，孔跨布置：主橋為單跨1 100 m鋼桁梁懸索橋；兩岸主纜邊跨分別為302,143 m，主纜垂跨比1/10，主塔塔高分別為139，141 m，引橋為預應力混凝土T梁橋。下部結構：主塔采用薄壁空心鋼筋混凝土橋塔，承臺群樁基礎；引橋墩為雙柱式圓墩，圓樁基礎；錨碇為重力式(甕安岸)及隧道式錨(開陽岸)。開陽岸錨碇設計為隧道式嵌巖錨碇，設計以中風化基巖為基礎持力層，錨碇抗滑移摩阻系數不小于0.6，錨碇混凝土與巖體接觸面粘聚力不小于170 kPa。錨塞體單纜最大纜力2.56萬t，抗拔安全系數不應小于2.0，設計圍巖穩定安全系數不應小于4.0。

1.2 場區地質構造及巖土構成

據《貴州省區域地質志》及1∶20萬甕安幅區域地質調查報告，項目區域區內位于揚子準地臺-黔北臺隆-遵義斷拱-貴陽復雜構造變形區。橋區于K36+140處垂直跨越翁紹背斜軸部，背斜軸向北北東10°，近南北向展布，橋區核部地層為寒武系下統明心寺組、牛蹄塘組，兩翼地層為寒武系下統金頂山組、清虛洞組。展布北段被北東向的頂兆沖斷裂及其次生斷裂切割，背斜軸部錯動、平移，部分背斜軸與斷裂重疊而隱伏。橋區兩岸巖層傾向山內，背斜北西翼(開陽岸)巖層產狀：325°∠25°，發育兩組節理：J1：105°∠79°，J2：36°∠81°，背斜南東翼(甕安岸)巖層產狀90°∠20°，發育兩組節理Jl：48°∠77°，J2：101°∠86°。根據赤平投影分析甕安岸巖層與J1為內傾結構面，對岸坡影響小，J2為外傾結構面，在該結構面的作用下形成甕安岸卸荷裂隙、開陽岸巖層與J1為內傾結構面，J2為外傾結構面。在該結構面的作用下形成錯落體及陡崖。場區地層為上覆殘坡積層(Q4el+dl)含碎石黏土、崩塌堆積層(Q4col)塊石土，下伏基巖為寒武系(∈1q)清虛洞組白云巖、白云質灰巖；寒武系金頂山組(∈1j)頁巖、泥質粉砂巖、泥巖、泥質灰巖；寒武系明心寺組(∈1m)粉砂質泥巖夾泥巖；寒武系牛蹄塘組(∈1n)碳質泥巖。

2 錨塞體模型的確定

經過多次反復計算和結合施工情況，最終確定模型錨塞體按照實際體型進行1∶10比例縮小(如圖1～2所示)。據此確定雙模型錨塞體的間距和尺寸(兩模型錨塞體尺寸相同)。雙模型錨塞體尾端距離1 150.0 mm，前端距離1 350.0 mm，長均為3 200.0 mm。斷面為城門洞型，底端截面高為2 158.7 mm，寬為1 550.0 mm，前端截面高為1 558.7 mm，寬為1 350.0 mm。雙模型錨塞體軸線傾角均為36.2°，單纜最大纜力256.0 t。

圖1 模型錨塞體(單位:mm)

模型錨塞體室試點制備應符合以下規定：(1)因開州湖大橋現場條件的限制，千斤頂及位移桿等部件均采用現場焊接組裝;(2)千斤頂推力面與模型錨塞體傾斜度(36.2°)始終保持垂直，模型錨塞體的荷載反力部(底部基巖)應有足夠強度且需大致鑿平;(3)在澆注混凝土前，應清除內壁松散的碎石及其雜物;(4)制備一定比例的混凝土試件，并進行規范養護，在模型錨塞體試驗前測試其抗壓強度，當其強度達到C40及以上方可進行試驗;(5)以錨塞體頂端為圓心，在半徑為3 m的范圍外搭設試驗鋼架，并將位移桿搭接固定到試驗鋼架上;(6)錨塞體原型的受力纜索通過轉換裝置施加在錨塞體底部，模型試驗采用千斤頂后推法加載，其受力特征相似;(7)為模擬隧道錨的實際受力狀態，采用后推法進行加載試驗。傳力鋼墊板澆注在錨塞體模型的后部，然后安裝千斤頂。試驗反力由在錨塞體后部的試驗支硐內澆注的混凝土后座提供。考慮到模型錨塞體的超載要求，混凝土后座設計可承受荷載不小于設計荷載的20倍。

3 試驗方法

3.1 試驗測試原理

采用后推法測試技術對開州湖大橋進行試驗測試，試驗裝置示意圖如圖2所示。在模型錨塞體尾端位置安設千斤頂及位移桿(每個模型錨塞體下位移桿 2 個、上位移桿 4 個)，沿著垂直作用方向加載，測試出模型錨塞體承載力和荷載—位移關系曲線表達式，從而計算得到模型錨塞體的極限承載力及荷載-位移關系曲線特性。

圖2 錨塞體自平衡試驗

3.2 加載過程

試驗加載過程采用慢速維持荷載法對開州湖大橋進行測試。加載分級規定為：試驗每級荷載的加載值為預估極限荷載承載力的1/10，第1級采用2倍分級荷載進行加載，第1 h內應在5，15，30，45，60 min各測讀1次位移量，以后每隔30 min測讀1次。卸載分級規定為：荷載最后一級荷載加載完成后，應分級將荷載卸載至0，每級卸載量按2倍分級荷載進行；每級荷載卸載后隔15 min測讀1次，讀2次后，隔30 min再讀一次，即可卸下一級荷載，全部卸載后，隔3～4 h再讀1次。荷載維持標準規定為：在加載和卸載時，應保持荷載傳遞均勻和連續，且無任何沖擊荷載產生，每級荷載變化幅度不超過分級荷載±5%；每級荷載作用下每1 h內的位移增量不超過0.01 mm，并連續出現3次每級加載量為預估加載量的1/10，第1次按2倍分級荷載加載，見表1。每級卸載為2倍加載值，見表2。

表1 加載分級

表2 卸載分級

4 結果與分析

4.1 錨塞體加載過程分析

錨塞體的加載過程由圖3位移-時間對數曲線圖可見，錨塞體在5 120～25 600 kN加載下，均恒加載300 min后，各級荷載作用下位移的變化規律有所不同。總體呈現出荷載值加載時間的延長，位移呈增大的趨勢，位移基本發生在15～45 min，且每級荷載值加載下，其位移最大不超過5 mm。各級荷載增大后，其位移相對增大。對比左洞和右洞的加載-位移圖發現，右洞在各級荷載加載下，其位移均高于左洞，部分高于5 mm。

圖3 位移-時間對數(δ-lg t)曲線

4.2 模型錨塞體抗拉試驗

通過對模型錨塞體底部加載，其荷載-位移曲線如圖4所示。

圖4 荷載與位移關系

在底部荷載箱加載過程中，隨著加載荷載從0增至25 600 kN時，模型錨塞體表層以及底部位移均呈增加的趨勢。當極限荷載為25 600 kN，此時模型錨塞體的抗拔力為設計值的10倍，模型錨塞體及周圍巖體無破壞跡象，兩個模型錨塞體洞口位置出現輕微裂縫開展，荷載位移曲線為緩變形。模型錨塞體右洞表層位移為29.0 mm，模型錨塞體左洞表層位移為22.2 mm；右洞底部位移為12.9 mm，左洞底部位移為12.2 mm。在荷載箱卸載后，模型錨塞體右洞表層殘留位移為13.0 mm，模型錨塞體左洞表層殘留位移為11.5 mm；右洞底部位移為1.3 mm，左洞底部位移為0.95 mm。對比兩個錨塞體的加、卸載過程也不難發現，右洞錨塞體在加、卸載過程中的位移均高于左洞，即使卸載完成后，仍表現出相同的規律。結合JTG/T D65-05—2015《公路懸索橋設計規范》[17]的要求和開州湖大橋的情況，該橋在運營階段最大允許位移為11.0 mm，豎向變形為22.0 mm。通過試驗發現，當錨塞體的抗拔力超過10倍設計值時，其位移量超過了允許值，經計算發現右、左洞錨塞體抗拔力分別是設計值的8倍和9倍其位移均不超過允許設計值。在設計中，要求抗拔安全系數不應小于2.0，圍巖穩定安全系數不應小于4.0。本試驗結果可達到8倍設計值，即安全系數達到8.0，遠高于設計要求，可見開州湖大橋在運行中有足夠的安全性。

4.3 錨塞體豎向抗拔承載力計算

根據DBJ 52/T 079—2016《基樁承載力自平衡檢測技術規程》[18]中對于樁豎向承載力極限值的計算辦法，可計算出模型錨塞體的極限承載力，見式(1)，模型錨塞體的極限承載力特征值可由式(2)計算：

(1)

(2)

式中，Qu為錨塞體的豎向極限承載力；W為錨塞體上段的自重；γ為錨塞體摩阻力的轉換系數，取1.0；Qsu為錨塞體上段的極限承載力；Qxu為錨塞體下段的極限承載力；Ra為模型錨塞體的承載力特征值。

根據模型錨塞體的試驗結果發現，當其位移量不超過允許位移值時，其荷載分別為20 480 kN和23 040 kN，極限荷載均為25 600 kN，模型錨塞體身的自重為547 kN。因此，模型錨塞體的豎向抗拔極限承載力特征值為12 526.5 kN。

4.4 錨塞體摩擦角和黏聚力的確定

開州湖大橋現場原位剪切試驗的法向應力-位移關系曲線如圖5所示，剪應力-位移(τ-us)關系曲線如圖6所示。從圖5發現，法向應力從0增至1 000 kPa時，其位移不斷增大，即應力越大，位移基本也越大。但在右洞中，法向應力加載至800 kPa時，其最大位移比法向應力為400 kPa時低0.05 mm。從整體來看，在各法向應力增大的過程中，左、右洞位移基本呈線性變化，且右洞的位移基本高于左洞。由圖6發現，當法向應力分別為200，400，600，800，1 000 kPa后，左、右洞剪切應力隨位移的增加呈現出先增大后降低的變化趨勢，即當剪切位移達到一定值后，混凝土試件與巖石接觸面發生了一定程度的剪切破壞，其剪切應力也隨之降低。

圖5 法向應力與法向位移(σ-un)關系

圖6 剪應力與剪切位移(τ-us)關系曲線

摩擦角和黏聚力通常采用最小二乘法來確定，分別如式(3)和式(4)所示：

(3)

(4)

式中，tgφ為摩擦系數；C為黏聚力；σi為正應力值，i，…，n；τi為與σi相對應的剪應力值，i=1,…,n；n為總次數。

根據開州湖大橋的試驗結果代入式(3)和式(4)，綜合考慮建議左洞混凝土與巖體間的黏聚力381 kPa，右洞混凝土與巖體間的黏聚力369 kPa；左洞混凝土與巖體接觸面摩擦系數0.77，右洞混凝土與巖體接觸面摩擦系數1.44。結合兩洞的實際情況，建議混凝土與巖體間的摩擦系數0.77和黏聚力369 kPa，高于設計中錨碇抗滑移摩阻系數不小于0.6和錨碇混凝土與巖體接觸面黏聚力不小于170 kPa 的取值要求。

4.5 模型錨塞體抗拔安全系數計算

錨塞體抗拔安全系數根據JTG/T D65-05—2015《公路懸索橋設計規范》中的要求進行計算，如式(5)所示。

(5)

式中，K為抗拔穩定系數；f′為摩擦系數；A為接觸面積；C′為黏聚力；P為設計值；WL為結構自重沿拉拔方向的分量；WF為結構自重垂直于滑動面的分量。

在模型錨塞體中，接觸面為33.8 m2，自重垂直分量為530 kN，自重沿拉拔分量為564 kN，結合現場摩擦角和粘聚力的取值，將其代入經公式(5)，兩個錨塞體的抗拔安全系數分別為5.3(左洞)和5.2(右洞)。在JTG/T D65-05—2015《公路懸索橋設計規范》中，錨塞體抗拔安全系數和圍巖穩定安全系數分別不應小于2.0和4.0，本項目中，其安全系數均滿足規范的要求。另外，在模型錨塞體抗拉加載試驗中，右、左洞錨塞體抗拔力分別是設計值的8倍和9倍其位移均不超過允許設計值，因此，在不考慮摩擦參數時，其安全系數已經達到8.0和9.0。結合式(5)的計算結果不難發現，其安全系數滿足JTG/T D65-05—2015《公路懸索橋設計規范》的相關要求，在實際運營中有足夠的安全性。

5 結論

(1)錨塞體荷載值加載時間的延長，位移呈增大的趨勢，位移基本發生在15～45 min，且每級荷載值加載下，其位移最大不超過5 mm，右洞在各級荷載加載下其位移均高于左洞，部分高于5 mm。

(2)在加載過程中，模型錨塞體及周圍巖體無破壞跡象，兩個模型錨塞體洞口位置出現輕微裂縫開展，荷載位移曲線為緩變形。在加、卸載過程中，右洞錨塞體在加、卸載過程中的位移均高于左洞，即使卸載完成后，仍表現出相同的規律。經計算發現右、左洞錨塞體抗拔力分別是設計值的8倍和9倍其位移均不超過允許設計值，遠高于抗拔安全系數和圍巖穩定安全系數不應小于2.0和4.0的要求，驗證了開州湖大橋在運行中有足夠的安全性。

(3)試驗結果建議混凝土與巖體間的摩擦系數為0.77和黏聚力為369 kPa，采用各模型錨塞體的摩擦系數和黏聚力，確定兩個模型錨塞體的的安全系數分別為5.3(左洞)和5.2(右洞)，滿足JTG/T D65-05—2015《公路懸索橋設計規范》中，錨塞體抗拔安全系數和圍巖穩定安全系數分別不應小于2.0和4.0的要求。