悬索桥隧道式锚碇通过锚塞体和围岩共同承担主缆拉力, 可节约材料, 经济性好, 一般隧道式锚碇的土石方开挖量和混凝土用量约为普通重力式锚碇的1/4左右^[1], 且对地形地貌和周围环境的破坏小, 特别适用于地形陡峭、场地狭小、环保要求高、围岩较好的山区峡谷地带。但是作为主要承载体的围岩是一种非连续的天然材料, 受地质历史作用和爆破开挖的影响, 很难找到合适的本构模型和相应的力学参数来模拟。朱玉等^[1]类比岩体中普通锚杆的摩擦承载机理提出了锚塞体长度的估算公式, 四渡河大桥的隧道式锚碇在设计时将围岩系统锚杆外露50cm嵌入锚塞体混凝土中, 洞壁四周做成了尺坎型, 抗滑意图明显。规范^[2]给出了基于摩擦滑移破坏模式的锚塞体抗拔安全系数的估算公式, 对基于锚体-围岩整体破坏模式的围岩稳定安全系数则建议通过数值模拟方法确定。但是锚塞体相对围岩摩擦滑移的破坏模式与实际楔形体拉拔受力模型差别较大, 考虑围岩材料的复杂性, 稳定系数数值计算结果的可靠性也不明确。因此有必要对受力较大的大跨度悬索桥隧道式锚碇进行现场原位缩尺模型试验, 不仅可以评估实桥锚的稳定性, 而且可以为数值计算提供比较可靠的反演参数, 同时也可以为隧道式锚碇的理论研究和设计提供宝贵的基础资料。

隧道式锚碇的模型试验较少, 近年来湖北四渡河大桥^[3]宜昌岸隧道式锚碇做了原位1∶12缩尺模型试验, 试验反力系统由锚洞口的反力墩和反力梁提供, 在锚碇根部布置测缝计, 锚体与围岩接触面布置应变计, 周围岩体中布置多点位移计进行观测。进行了1.2P, 2.6P, 5.2P, 6.8P四个荷载级的流变试验, 其中在1.2P, 2.6P荷载作用下未观测到流变变形, 最后做了7.6P的快速超载试验来测定极限承载能力, 但未加载到破坏。试验中尽管把应变计布置在锚体与围岩的接触面, 但是仍无法监测到二者的相对位移和剪应力, 锚碇根部的测缝计也只能测出根部围岩的受拉开裂。贵州坝陵河大桥^[4]的西锚碇在围岩较好处做了1∶30的模型试验, 在围岩较差处做了1∶20的模型试验, 在后锚室采用千斤顶后推法加载。利用试验支洞 (走向垂直于试验锚洞, 在后锚面处) , 在后锚面锚塞体混凝土和同截面不同位置的围岩上布置了位移监测点, 用数显千分表观测, 在试验荷载作用下, 实测锚塞体后锚面残余变形大于周围岩体的残余变形, 从而认为锚塞体与围岩的接触面间产生了不可恢复的相对滑移变形。但是文中并没有给出锚塞体后锚面相对于围岩滑移变形量的实际观测值, 即使无相对滑移, 在锚塞体与围岩共同受力下, 由于不同部位围岩所受荷载不同, 同样会出现残余变形的不一致。

在数值计算方面的研究成果比较多:在设计主缆拉力下塑性区出现在后锚面周围, 随着主缆拉力加大, 塑性区向四周及拉力方向扩展;锚碇后部与下方公路隧道间的岩柱较薄时, 易出现拉应力集中和较大面积的塑性区, 对锚碇的长期承载不利, 且影响下方公路隧道顶拱岩体的稳定性^[5];在岩柱较厚时 (最小23m) 主缆拉力对下方公路隧道影响不大^[6];若锚塞体长度加长会使两锚洞在底端更接近, 不利于两锚洞之间的围岩承载^[7], 影响整体稳定性;超载数值试验发现^[8], 破坏并不是简单的沿锚体和岩体的边界发生滑移, 而是带动了周边约60m范围的岩体发生倒塞型整体拉剪复合破坏。

虎跳峡金沙江大桥为1座主跨766m的独塔单跨钢桁梁悬索桥, 是香丽高速公路的控制性工程, 其香格里拉岸采用隧道式锚碇。锚碇区地形陡, 风化层较薄, 岩体为块状玄武岩, 岩层倾角较陡, 与山坡呈反倾状, 卸荷带发育, 岩质较均匀, 地下水不发育。地勘表明锚洞开挖后, 洞深0~15m, 15~25m, ≥25m分别为Ⅴ, Ⅳ, Ⅲ级围岩, 锚塞体设计为前小后大的楔形体, 全部设置在Ⅲ级围岩中, 后锚面最大埋深约100m, 与下方公路隧道的最小间距约40m, 两锚洞最小间隔10.8m。主缆中心线与水平面的倾角为20.2°, 单根主缆最大拉力为1.865×10⁵k N, 前锚面到IP点的纵向长度为30m, 锚塞体长30m, 锚塞体顶部采用圆弧形, 侧壁和底部为直线型。前锚面外轮廓尺寸为9.8m×11.2m, 顶部圆弧半径4.9m, 后锚面外轮廓尺寸为15.2m×18m, 顶部圆弧半径7.6m, 如图1所示。

基于弹性力学相似性原理, 模型锚与实桥锚的混凝土、围岩的强度及弹性模量应一致, 模型锚的尺寸为实桥锚的1/10, 模型锚所受的单根主缆荷载为设计荷载的1/100, 即1P=1 865k N。模型试验测得的应力应变与实桥锚一致, 模型试验测得的位移为实桥锚的1/10。

模型锚布置在实桥锚进口的左下方, 水平相距150m, 高程相差34m。由于模型锚深度较浅, 受地表风化及卸荷带影响, 围岩性质比实桥锚差, 模型试验结果是偏安全的。

试验采用后推法加载, 在原设计基础上多开挖了1m以布置千斤顶, 借助后部岩体提供反力, 推动锚塞体向外产生变形至破坏, 为了使千斤顶出力均匀传递, 在千斤顶前后端均浇筑了钢筋混凝土反力板。单个锚洞后端设置9台3 000k N的千斤顶, 采用气液式微机伺服控制与采集系统保证各千斤顶同步并联出力, 理论最大加载能力为设计荷载的12倍。同时安装了油压传感器和监控摄像头以实时监测千斤顶的工作状态。

1) 表面变形观测沿拉力方向在前锚面及模型锚地表布置了7个光栅式位移传感器进行地表变形观测, 精度为微米级, 如图2所示。

2) 深部变形观测沿拉力方向在锚碇两边50cm及中隔墩处各布置1个钻孔, 每个钻孔中分别布置4个振弦式多点位移计;在锚塞体后锚面及千斤顶后座各布置1个光栅式位移传感器, 并通过测杆引出至基准梁处, 如图3所示。

3) 位错变形观测在锚塞体与围岩接触面上布置2个断面, 每个断面布置3个振弦式位错计, 用于观测锚塞体与围岩的相对变形。

4) 混凝土应变观测每个锚塞体混凝中布置1条测线, 每条测线上布置2个振弦式应变计, 测试混凝土沿拉力方向的应变分布情况, 如图4所示。

5) 变形观测注意事项桥址区昼夜温差可达20℃, 而试验变形量很小, 为了减小温度的影响, 在现场用保温彩钢板搭建了密封试验室, 基准梁采用320mm钢管, 两端支座安放了滚珠排, 使基准梁在温度变化时可以自由伸缩。基准梁里面灌满水, 用水的高比热容降低基准梁对外界温度变化的敏感性, 外面用棉絮缠裹, 对称布置2台空调保持室内温度稳定。

模型锚开先后展了3级 (1P, 3.5P, 7P) 大循环变形试验, 3级 (1P, 3.5P, 7P) 蠕变试验和承载能力加载试验。大循环变形试验采用分级加/卸载单循环方式进行, 每级荷载按照0.5P极差分步加载, 以前锚面的相对变形作为稳定标准, 每10min相邻两次读数差小于同荷载步第1次变形读数与前一荷载步最后一次变形读数差的5%时, 可认为变形稳定, 每荷载步稳定时间≥30min。每级试验完成后, 仪器设备断电休止一段时间, 第2天进行下一级试验。蠕变试验每级荷载的观测时间≥5d。承载能力加载试验时, 右锚加载到9.5P后出现漏油情况, 然后左锚单锚加载到11.5P, 由于加载能力的限制, 试验未能加载到破坏。

实测数据表明, 在1P设计荷载作用下, 沿拉力方向围岩内部变形很小, 在0~0.027mm范围内, 地表各测点的变形也很小, 在0.009~0.048mm范围内, 但是在2倍洞径处的测点 (g1, g7) 仍有位移, 表明1P时的应力影响范围大于2倍洞径。在锚洞外侧的围岩内部位移从后锚面往外逐渐减小, 两锚洞之间中隔墩围岩的内部各测点位移基本一致, 且平均位移量是锚洞两侧围岩内部最大位移的2倍左右。因为中隔墩岩体较薄, 受爆破开挖的扰动也较大, 且同时要承受两侧锚塞体传递的荷载, 围岩变形量大, 且整体同步向外变形, 因此施工过程中应控制爆破开挖以减少扰动, 同时应加强对中隔墩岩体的注浆以提高其承载能力。地表及后锚面各关键测点变形分布情况如图5, 6所示。

以实测变形较大的右锚洞为例, 各级荷载作用下锚塞体与围岩的位错变形如表1所示。

锚塞体与围岩之间的位错变形量值很小, 在1P设计荷载作用下仅为0.064mm, 其中顶面的位错变形比侧面和底面大。考虑测量误差的影响, 可以认为在设计主缆拉力作用下锚塞体与围岩之间无相对滑动变形。

锚塞体混凝土沿拉力方向的应变分布特征反映了混凝土截面轴力的变化情况, 也间接反映了沿轴线方向围岩承担的主缆拉力大小。实测混凝土应变及计算的轴力 (考虑混凝土截面面积的变化) 沿程变化情况如表2所示。

荷载施加在后锚面上, 因此后锚面处混凝土的压应变最大, 压应变沿轴向损失很快, 当荷载≤2P时, 距后锚面1m处应变减小到40%左右, 也就是说约有60%的主缆拉力在1/3锚体长度范围内已经传到围岩并由围岩承担, 距后锚面2m处应变减小到25%左右。当荷载≥3.5P时, 距后锚面1m处应变减小到30%左右, 距后锚面2m处应变减小到13%左右, 可见随着试验荷载的增加, 围岩分担荷载的比例增大。

从后锚面开始, 前1/3锚塞体长度范围内的围岩分担了60%以上的主缆拉力, 但是实测该范围的围岩与混凝土几乎没有位错变形 (WCJ1, WCJ2, WCJ3) , 而锚塞体后锚面的位移与同截面的围岩内部位移为同一数量级, 说明在主缆拉力作用下, 由于岩体的夹持效应, 锚碇系统的变形以锚塞体携裹着围岩一起沿拉力方向移动, 混凝土与围岩之间无相对滑动。

各代表性测点蠕变变形结果如表3所示。

1P设计荷载下前锚面沿拉力方向平均蠕变变形为0.035mm, 终止变形为0.153mm, 蠕变与瞬时变形之比为0.3。岩土材料的蠕变变形与应力大小成正比, 应力越大则蠕变变形越大, 此外中隔墩的岩体受左右锚体应力的叠加作用, 蠕变变形比外侧岩体大。混凝土与围岩接触面的蠕变位错变形和终止变形都很小, 1P荷载时分别为0.008mm和0.022mm, 可认为两者之间无相对滑动。

以右锚洞前锚面g3点为例, 蠕变变形随时间变化情况如图7所示, 可见蠕变变形属于衰减型蠕变, 长期变形趋于稳定。

在左右锚同时加载到9.5P时, 右锚千斤顶油管漏油, 然后左锚单独加载到11.5P, 由于设备加载能力的限制, 试验未加载到破坏。在11.0P稳定后测得前锚面最大位移为2.82mm, 围岩内部最大位移为2.13mm, 地表最大位移为0.64mm, 最大位错变形为0.15mm。可以认为, 锚碇的承载能力≥9.5P。

1) 前锚面在1P, 3.5P, 7P作用下的蠕变终止变形为0.153~2.422mm, 考虑到主缆倾角为20.2°, 实桥锚的变形为模型锚的10倍, 换算的锚碇水平位移为1.436~22.73mm, 竖向位移为0.528~8.36mm, 满足规范^[2]关于锚碇允许水平位移、竖向位移不大于0.000 1倍、0.000 2倍的主跨跨径的要求。

2) 承载能力试验表明, 锚碇的承载能力≥9.5P, 满足规范^[2]关于围岩稳定安全系数≥4.0的要求。

综合评价实桥锚碇的稳定性满足规范要求。

隧道式锚碇设计时锚塞体均采用微膨胀混凝土, 且按照大体积混凝土要求进行温控设计, 控制温度收缩变形, 虎跳峡金沙江大桥香格里拉岸隧道式锚碇设计还要求对洞室周边7m深范围进行压浆处理;此外, 由于隧道式锚碇空间有限, 一般均采用预应力钢绞线或预应力高强钢拉杆锚固系统, 锚塞体混凝土总体处于轴向受压、侧向膨胀状态, 因此锚塞体混凝土与围岩始终处于紧密接触状态。

模型试验也揭示了锚塞体混凝土与围岩之间无相对滑动, 锚碇系统的变形以锚塞体携裹着围岩一起沿拉力方向移动, 这与围岩中的锚杆或预应力锚索的承载机理不同, 锚杆或预应力锚索是靠注浆体与围岩之间的黏聚力或摩擦力承载, 并且需要有一定的相对变形承载能力才能充分发挥。因此可以认为锚塞体混凝土与围岩之间的剪应力τ较小, 主缆的拉力主要由围岩与锚塞体之间的法向压力σ沿主缆方向的分力σ·sinφ来平衡, φ为各侧面相对于主缆方向的扩散角。根据围岩沿程分担荷载的比例, 绘出接触面的应力分布如图8所示。

围岩与锚塞体之间的法向压力沿主缆方向的分力大小主要取决于锚塞体各侧面的扩散角φ, 原则上扩散角越大, 分力越大, 且锚塞体后部1/3长度的表面积越大, 分担的荷载比例越高, 锚碇的安全系数就越高。但是扩散角会受到顶面埋深、中隔墩厚度、与下方公路隧道的相互影响以及经济性等多方面的约束, 并不是越大越好。目前已建成的悬索桥隧道式锚碇的各侧面扩散角均采用对称布置, 考虑到各侧面所受约束条件的不同, 可以采用不一致的扩散角, 以最大限度利用围岩承载。

锚塞体顶面受埋深的影响, 埋深太浅时顶部岩土体在顶面法向压力σ作用下会出现隆起破坏, 因此设计时主缆倾角θ应取大值, 在埋深足够时, 顶面扩散角可取大值;一般公路隧道会先施工, 在隧道式锚碇开挖时受公路隧道的影响较小, 在下方公路隧道的衬砌结构承载能力可靠时, 底面的扩散角应取大值;模型试验揭示中隔墩岩体变形较大, 且有整体向外挤出的趋势, 因此靠中隔墩的侧面扩散角应取小值;外侧面基本无外界约束条件, 扩散角应取大值。

1) 中隔墩岩体较薄, 受爆破开挖的扰动也较大, 且同时要承受两侧锚塞体传递的荷载, 围岩变形量大, 且整体同步向外变形, 因此施工过程中应控制爆破开挖以减少扰动, 同时应加强对中隔墩岩体的注浆以提高其承载能力。

2) 在主缆拉力作用下, 由于岩体的夹持效应, 锚碇系统的变形以锚塞体携裹着围岩一起沿拉力方向移动, 混凝土与围岩之间无相对滑动, 后部1/3长度范围的围岩分担了不少于60%的主缆拉力。

3) 岩土材料的蠕变变形与应力大小成正比, 应力越大则蠕变变形越大, 中隔墩的岩体受左右锚体应力的叠加作用, 蠕变变形比外侧岩体大。

4) 模型试验表明锚碇的变形和承载能力均满足规范要求。

5) 锚塞体混凝土与围岩之间的剪应力较小, 主缆的拉力主要由围岩与锚塞体之间的法向压力沿主缆方向的分力来平衡。

6) 锚塞体各侧面扩散角越大, 锚碇的承载能力越高, 根据各侧面所受约束条件的不同, 可以采用不同的扩散角, 以充分利用围岩承载。

7) 可利用模型试验的数据对围岩的力学参数做数值反演, 然后用数值模拟计算实桥锚的承载能力, 以弥补模型试验加载能力的不足, 通过模型试验和数值计算综合分析评价实桥锚的稳定性。同时可模拟计算锚塞体各侧面扩散角的变化对承载能力的影响, 探求扩散角的最优设置。