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(xué)院武漢巖土力學(xué)研究所巖土力學(xué)與工程國家重點(diǎn)實(shí)驗(yàn)室2) 武漢 430071) (中國科學(xué)院大學(xué)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(xù)梁+430 m中承式鋼管混凝土拱+28 m+34.6 m連續(xù)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(shè)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(jié)理裂隙發(fā)育，風(fēng)化較為嚴(yán)重，巖體力學(xué)性質(zhì)差，也不適合采用巖錨錨錠,因此,采用了最新研發(fā)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(dān)施工水平荷載，通過錨樁抗拔性能和承臺自重來承擔(dān)施工豎直荷載.拉薩岸共設(shè)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(wěn)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(zhì)力學(xué)方法對邊坡的穩(wěn)定性初步定性分析.通過數(shù)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(guī)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(shù)確定方法.

1 工程地質(zhì)背景

1.1 地形地貌

藏木特大橋地處藏木水電站庫區(qū)，距藏木水電站大壩約1.2 km.拉薩岸后錨區(qū)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?yàn)?04°.

1.2 地形地貌

1) 第四系全新統(tǒng)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(jì)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(jié)構(gòu)，塊狀構(gòu)造，剪張型微裂紋極發(fā)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(xiàn)象主要是由于微裂紋發(fā)育程度的影響.根據(jù)結(jié)構(gòu)面的發(fā)育程度和風(fēng)化特征，可以劃分為強(qiáng)風(fēng)化、弱風(fēng)化和微風(fēng)化三層.

3) 強(qiáng)風(fēng)化角閃黑云花崗巖 灰黃色，巖體破碎，構(gòu)造結(jié)構(gòu)面發(fā)育，在卸荷應(yīng)力作用下，結(jié)構(gòu)面大部分呈張開狀態(tài)，張開寬度4～12 mm.卸荷裂縫極發(fā)育，裂縫寬度最大可達(dá)12～15 cm.層厚為4～10 m.

4) 弱風(fēng)化角閃黑云花崗巖 灰黃、灰白色，巖體較破碎-較完整，構(gòu)造結(jié)構(gòu)面較發(fā)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(fā)育，裂縫寬度最大可達(dá)3～12 cm.層厚為16～35 m.

5) 微風(fēng)化角閃黑云花崗巖 灰白色，巖體完整，卸荷裂縫不發(fā)育，僅有少量張開結(jié)構(gòu)面.

1.3 地質(zhì)構(gòu)造

地質(zhì)構(gòu)造簡單，未見區(qū)域性斷裂構(gòu)造.基于錨碇區(qū)開挖形成的地質(zhì)露頭，實(shí)測結(jié)構(gòu)面37條，極點(diǎn)分布見圖1.對結(jié)構(gòu)面進(jìn)行統(tǒng)計分組，得到三組結(jié)構(gòu)面見圖2，依次為J4，J5和J6，產(chǎn)狀依次為289°∠87°，026°∠87°，074°∠52°.

圖1 實(shí)測結(jié)構(gòu)面極點(diǎn)圖及等密度圖

圖2 結(jié)論面統(tǒng)計分組

J4結(jié)構(gòu)面近垂直于橋軸線展布.J4結(jié)構(gòu)面的傾向289°，橋軸線的走向?yàn)?84°.錨錠平臺開挖后，出露較為明顯，見圖3.結(jié)構(gòu)面表面風(fēng)化呈土黃色.結(jié)構(gòu)面呈微張-微張狀，無充填.結(jié)構(gòu)面延伸面積最大約為25 m2，結(jié)構(gòu)面平均間距為150 cm.

圖3 J4在錨碇2,3基礎(chǔ)平臺的出露情況

J5結(jié)構(gòu)面近平行于橋軸線展布.J5結(jié)構(gòu)面的走向?yàn)?96°，橋軸線的走向?yàn)?84°,見圖4.結(jié)構(gòu)面延伸面積最大約為60 m2.J5結(jié)構(gòu)面在錨碇2,3基礎(chǔ)平臺的正面邊坡也較為發(fā)育，延伸長度最大約為16 m，結(jié)構(gòu)面間距最小為41 cm，結(jié)構(gòu)面平均間距為93 cm.

圖4 J5在錨碇1,2基礎(chǔ)平臺的出露情況

J6結(jié)構(gòu)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(qiáng)風(fēng)化巖體內(nèi)部.延伸長度最大約為10 m，結(jié)構(gòu)面間距最小約為30 cm，平均間距約為72 cm.

2 地質(zhì)力學(xué)分析

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

基礎(chǔ)平臺開挖，引起邊坡巖體局部幾何形態(tài)的改變.這種改變使基礎(chǔ)平臺的正面坡面和下游側(cè)坡面會出現(xiàn)由三組結(jié)構(gòu)面組合而成的幾何可動塊體.三組結(jié)構(gòu)面組成的可能滑裂面一旦完全貫通，就會出現(xiàn)局部的塊體崩滑現(xiàn)象.

錨拉荷載對巖體穩(wěn)定性的影響主要體現(xiàn)在兩個方面.一方面，錨拉荷載加劇了結(jié)構(gòu)面的卸荷變形.在錨拉荷載作用下，J4結(jié)構(gòu)面的拉張變形和J5結(jié)構(gòu)面剪切位錯變形，都會進(jìn)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(jié)構(gòu)面切割所形成)可能發(fā)生傾倒破壞.此外，J6結(jié)構(gòu)面可能產(chǎn)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(xiàn)象的發(fā)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(jìn)行拉剪、壓剪組合荷載作用下邊坡穩(wěn)定性模擬分析，見圖5.邊坡地質(zhì)剖面分為三層，見圖6，分別強(qiáng)風(fēng)化花崗巖、弱風(fēng)化花崗巖和微風(fēng)化花崗巖，包括J4(289°∠87°)和J6(74°∠52°)兩組結(jié)構(gòu)面，間距分別為1.5 m和0.72 m，又因?yàn)橛嬎隳Ｐ筒捎玫氖瞧矫鎽?yīng)變模型，計算剖面平行于橋軸線方向，另外一組結(jié)構(gòu)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(yōu)勢結(jié)構(gòu)面對邊坡穩(wěn)定性的影響.由于實(shí)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(nèi)置的樁單元來模擬錨樁的變形破壞.巖塊和結(jié)構(gòu)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(wěn)定性評價剖面布置

圖6 計算剖面地質(zhì)模型概化圖

3.2 巖體計算和錨錠參數(shù)

根據(jù)對已有資料的整理與分析，并綜合巖塊室內(nèi)點(diǎn)荷載強(qiáng)度試驗(yàn)，以及室內(nèi)單軸、三軸壓縮試驗(yàn)和直接剪切試驗(yàn)結(jié)果，通過巖體分級法和折減系數(shù)法估算[6]，最終確定了拉薩岸錨碇邊坡巖體的物理力學(xué)性質(zhì)指標(biāo)，見表1～2.

表1 巖塊計算參數(shù)

表2 結(jié)構(gòu)面計算參數(shù)

根據(jù)設(shè)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(wěn)定性，數(shù)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(jié)果分析

A-A剖面和B-B剖面錨碇邊坡計算結(jié)果見圖7～8.

圖7 A-A剖面錨碇邊坡計算結(jié)果

圖8 B-B剖面錨碇邊坡計算結(jié)果

數(shù)值模擬結(jié)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(fā)生了反轉(zhuǎn)，稱之為反轉(zhuǎn)點(diǎn)，見圖7b)，圖8b)，反轉(zhuǎn)點(diǎn)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(nèi).從錨樁剪切力大小上分析，反轉(zhuǎn)點(diǎn)以上剪切力約等于剪力施加荷載，而反轉(zhuǎn)點(diǎn)以下的剪力要明顯小于這一數(shù)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(fā)生了明顯的位移，最大值為5.34 ～ 6.68 mm，發(fā)生在錨碇2平臺上，方向指向坡外向上，見圖7c)，圖8c).這是因?yàn)樵阱^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(jié)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(fā)生屈服，不過沿結(jié)構(gòu)面發(fā)生的拉伸破壞現(xiàn)象加劇，尤其是在錨碇1和錨碇2平臺處，沿著J6(74°∠52°)結(jié)構(gòu)面發(fā)育的拉伸破壞(張裂隙)向邊坡內(nèi)部發(fā)展.此時未形成貫通的破壞面，且數(shù)值計算是收斂的，邊坡整體處于穩(wěn)定狀態(tài)，見圖7d)，圖8d).

4 樁基承臺錨錠失效機(jī)制

為研究錨樁加載后邊坡的穩(wěn)定性儲備情況，進(jìn)行了錨樁超載的數(shù)值模擬研究.根據(jù)是否考慮錨樁自身的破壞，分兩種情況進(jìn)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(wěn)定性.對于第一種情況，根據(jù)錨樁的設(shè)計荷載和極限荷載來確定超載系數(shù).由文獻(xiàn)[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(shè)計荷載的比值(定義為儲備系數(shù))見表4.錨碇1處錨樁的儲備系數(shù)最小，為1.45，按1.45進(jìn)行超載情況進(jìn)行數(shù)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(wěn)定性情況，分別按每個錨碇處的儲備系數(shù)進(jìn)行了超載模擬，錨碇1,2和3的超載系數(shù)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(shù)

4.1 同步超載模擬結(jié)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(jié)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(jié)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(jié)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(fā)生了較大的位移，最大位移達(dá)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(xiàn)了四個和三個塑性屈服單元，沿著結(jié)構(gòu)面也發(fā)生了拉伸破壞.但是塑性區(qū)沒有貫通，且數(shù)值計算也是收斂的，邊坡整體處于穩(wěn)定狀態(tài).與設(shè)計荷載作用的情況相比，沿結(jié)構(gòu)面發(fā)生的拉伸破壞范圍明顯增加，邊坡穩(wěn)定性顯著降低，錨碇2平臺可能發(fā)生局部失穩(wěn)現(xiàn)象.

4.2 差異超載模擬結(jié)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(jié)果圖.

圖11 A-A’剖面錨碇邊坡樁基差異超載后計算結(jié)果

圖12 B-B’剖面錨碇邊坡差異超載后計算結(jié)果

差異超載后，錨碇平臺尤其是錨碇2平臺處發(fā)生了較大的位移，最大位移達(dá)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(fā)生拉伸屈服的巖塊單元數(shù)量為6個，相比同步超載有所增加，沿著結(jié)構(gòu)面也發(fā)生了拉伸破壞.但是，此時塑性區(qū)仍未貫通，且數(shù)值計算也是收斂的，邊坡整體處于穩(wěn)定狀態(tài).不過，沿結(jié)構(gòu)面發(fā)生的拉伸破壞的深度和范圍均有所增加，邊坡穩(wěn)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(jìn)行了超載的數(shù)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(shù)均為2.50，計算結(jié)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(jié)果

圖14 B-B’剖面錨碇邊坡樁基同步超載2.5倍后計算結(jié)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(fā)生了較大的位移，最大位移達(dá)46.64 mm，是超載前的6.98倍，錨碇平臺發(fā)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(qiáng)風(fēng)化巖層發(fā)生了大范圍的拉伸屈服，且與沿結(jié)構(gòu)面形成的破壞面(帶)形成了貫通的破壞面，邊坡發(fā)生整體失穩(wěn)，其破壞模式為拉剪破壞，具體來說為：上部沿巖塊發(fā)生拉伸破壞，下部沿結(jié)構(gòu)面發(fā)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(shù)為1.45，小于錨錠邊坡發(fā)生失穩(wěn)破壞的安全儲備系數(shù)為2.50.換言之，該樁基承臺錨錠可能發(fā)生的破壞模式為錨樁被拉斷撥出.這可以通過提高設(shè)計荷載來提高錨樁的承載力.對于錨錠處的邊坡，其穩(wěn)定性較高，設(shè)計施工荷載作用下不會出現(xiàn)穩(wěn)定性問題.

5 結(jié) 論

1) 藏木特大橋拉薩岸錨樁區(qū)的山體主要被三組優(yōu)勢結(jié)構(gòu)面切割，依次為J4，J5和J6，產(chǎn)狀依次為289°∠87°，026°∠87°，074°∠52°.這三組結(jié)構(gòu)面將巖體切割為不規(guī)則六面體結(jié)構(gòu)，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(cè)邊和底面剪切破壞.

2) 錨錠荷載作用下，錨樁軸力自樁頂?shù)綐兜捉€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(fā)生了反轉(zhuǎn)，反轉(zhuǎn)點(diǎn)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(nèi)，且明顯比反轉(zhuǎn)點(diǎn)以上的數(shù)值小.

3) 錨樁受力后，錨錠處的邊坡巖體發(fā)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(fā)生的破壞模式為錨樁被拉斷撥出.對于錨錠處的邊坡，其穩(wěn)定性較高，設(shè)計施工荷載作用下不會出現(xiàn)穩(wěn)定性問題.