隧道式錨碇在碎裂巖體中成洞及承載特性數值模擬

余家富，吳勇進，王騰飛，張宜虎

(1.中鐵大橋勘測設計院集團有限公司，武漢 430050； 2.長江科學院 水利部巖土力學與工程重點實驗室，武漢 430010)

1 研究背景

相比其他橋型，懸索橋在加勁梁高跨比方面具有顯著優勢，是公認的跨越能力最強的一種橋型[1-2]。懸索橋錨碇可分為自錨式和地錨式2種，地錨式錨碇又分為重力式錨碇和隧道式錨碇[3]。相較于重力式錨碇，隧道式錨碇由錨塞體和圍巖共同承受主纜荷載，其混凝土體量遠小于重力式錨碇，是一種性價比高、對周邊環境擾動小的錨碇結構形式，在避免大規模開挖、節約投資、保護自然環境等方面均具有明顯優勢[4-5]。

隧道式錨碇最早應用于1932年的美國喬治·華盛頓大橋，直至2000年，世界范圍內只有7座懸索橋采用了隧道式錨碇結構，其中6座在國外，都建造在性能非常完好的巖體內，國內只有重慶豐都長江大橋采用了隧道式錨碇和巖錨的復合錨碇形式[6]。國內自20世紀90年代起開始了對隧道式錨碇的深入研究，隧道式錨碇結構在湖北四渡河大橋、貴州壩陵河大橋、湖南矮寨大橋、云南普立特大橋、重慶幾江長江大橋等近30座公路懸索橋中得到廣泛應用[7-12]。但大部分隧道式錨碇均建設在灰巖、白云巖、砂巖、花崗巖等工程巖體條件較好的巖層當中，以充分發揮圍巖對錨塞體的夾持效應承擔主纜荷載。公路懸索橋的主纜荷載大多為1×105～3×105kN，相關隧道式錨碇的承載安全系數普遍>7.0[4]。

結合目前國內已建設和開展的隧道式錨碇研究工作，劉新榮等[3]、江南等[13]將隧道式錨碇圍巖的破壞模式大體總結為3類，即錨碇區坡體滑移破壞、錨巖接觸面圍巖破壞、圍巖倒楔形(倒圓錐臺)破壞。研究成果指出當隧道式錨碇坡體存在軟弱結構面不利組合，巖體受層面和節理切割較為破碎時，包括錨碇連同周圍巖體的坡體可能發生滑移破壞；當錨址區圍巖完整性較好、質量較高，隧道錨埋深較大且錨巖接觸面結合較低時，易發生錨巖接觸面破壞；當圍巖完整性較差、質量較低，隧道錨埋深較淺時，易發生向破外擴散的倒楔形體破壞。張奇華等[10]指出由于圍巖對錨塞體的夾持作用決定了隧道式錨碇不會發生錨巖接觸面的破壞，胡波等[14]、湯華等[15]、王東英等[16]、廖明進等[17]得出了“隧道式錨碇圍巖的破壞形態為倒楔形體”的結論?？傮w來看，隧道式錨碇的形態、埋深、圍巖完整程度、力學特性等因素綜合決定了其整體穩定性和破壞模式，各隧道式錨碇應結合其實際條件進行綜合分析。

懸索橋在鐵路中應用相對較少，鐵路懸索橋主纜拉力多為3×105～5×105kN，現階段國內擬建的多座鐵路懸索橋均在論證隧道式錨碇方案的可行性，可見隧道式錨碇結構在我國工程實踐中必將得到更廣泛的應用，但在破碎巖體條件下建設隧道式錨碇結構尚未有工程實踐經驗。

隨著我國工程實踐和工程理論的發展，現階段公路懸索橋隧道式錨碇的應用范圍已不再局限于圍巖等級較高、地質構造簡單的堅硬巖層當中，而是有向圍巖質量較差的巖體中延伸的趨勢[3]。鐵路懸索橋的主纜荷載又明顯大于公路懸索橋，隧道式錨碇對于復雜地質條件下的軟弱、較差圍巖和軟硬結合圍巖是否適用的問題，需要進一步深入研究。

目前國內已建的大多數隧道式錨碇工程圍巖條件均相對較好，錨碇斷面尺寸主要為10 m左右[4]，對于錨碇成洞的穩定性研究相對較少，但鐵路懸索橋超大主纜荷載和破碎巖體環境都將使錨碇斷面尺寸增大，大跨度洞室開挖穩定性也將成為制約隧道式錨碇應用的重要影響因素。

以我國西南新建鐵路上的大跨度懸索橋隧道式錨碇為研究對象，主纜拉力為4.3×105kN，初步設計錨塞體長度為85 m，后錨面尺寸為16.62 m(寬)×24.00 m(高)，主纜荷載和尺寸規模均為國內最大。根據錨址區地質條件建立破碎巖體與完整巖體相結合的地質模型，精細化模擬錨洞開挖及支護過程，研究碎裂巖體中錨碇的成洞特性，并開展隧道式錨碇承載特性的數值模擬研究，對于該橋梁的設計、施工和安全評價具有重要意義，對于推進隧道式錨碇結構在大跨度大噸位鐵路懸索橋中的應用也將具有參考價值。

2 破碎巖體力學參數取值

新建鐵路位于我國青藏高原東南部，四川省及西藏自治區境內，鐵路沿線地質條件極其復雜。懸索橋橋址處地形高差懸殊，坡陡谷深，河面寬約140 m，橋高約385 m，為典型高山峽谷地貌，如圖1所示。

圖1 大跨度懸索橋效果圖Fig.1 Rendering of large-span suspension bridge

橋梁近場區發育一套強烈韌性變形而形成的碎裂巖、糜棱巖的韌性剪切帶，寬500～1 000 m，韌性剪切帶內的地層受構造影響，變質嚴重，礦物具有輕微的定向排列，巖體節理裂隙發育，巖體結構以碎石角礫狀為主，局部散體狀結構，圍巖工程質量差，主要為Ⅳ—Ⅴ級。

為獲得合理巖體力學參數值，在現場錨址區勘探平洞內針對各類巖性開展了現場巖體試驗，試驗按照《工程巖體試驗方法標準》(GB/T 50266—2013)試驗方法和要求進行。

根據試驗成果，錨址區各類別巖體的各向異性特征不明顯，巖體物理力學參數成果列于表1。

表1 現場巖體物理力學試驗參數Table 1 Physical and mechanical parameters of field rock

現場巖體力學試驗在錨址區勘探平洞內實施，試驗成果綜合反映了勘探平洞的爆破開挖對淺表層圍巖體的卸荷松弛影響。對比《鐵路隧道設計規范》(TB 10003—2016)、《工程巖體分級標準(GB/T 50218—2014)》、《水利水電工程地質勘察規范(GB 50487—2008)》等規范中的巖體力學指標建議值，試驗獲得的變形模量相對較低，碎裂巖體、破碎弱風化巖體屬隧道錨錨址區質量較差巖體，其節理裂隙發育，變形模量取試驗結果作為建議值?，F場巖體抗剪強度參數試驗值略高于規范建議值范圍，因試驗點數量有限，為保證巖體力學強度參數的可靠性，取試驗值和規范建議值的上限值的較低值作為參數建議值。最終提出的各類巖體物理力學參數建議值列于表2。

表2 隧道錨錨址區巖體物理力學參數建議值Table 2 Suggested values of physical and mechanical parameters of rock mass in tunnel anchorage site

3 隧道式錨碇三維數值計算模型

該特大橋橋型為主跨1 060 m雙線鐵路鋼桁梁懸索橋，橋長1 293 m。左岸設置2個隧道式錨碇，錨址圍巖主要為破碎弱風化巖體、碎裂巖體和弱風化巖體，圍巖質量級別主要為Ⅳ—Ⅴ級，單根纜索荷載4.3×105kN。錨碇前錨室長度為62 m，錨塞體長85 m，后錨室長度為3 m，錨塞體軸線傾角為38°，前、后錨面分別為13.22 m×16.10 m、16.62 m×24.00 m(寬×高)的曲墻帶仰拱的馬蹄形斷面。

三維彈塑性數值計算采用FLAC3D程序，建立綜合考慮巖體卸荷、地層分類和隧道式錨碇結構的三維精細化數值仿真模型。巖土介質屈服準則采用摩爾-庫倫剪切屈服與拉破壞準則相結合的復合準則。

模型選取隧道中心線為x軸，指向河谷向為正；y軸垂直于隧道軸線方向，指向下游為正；z軸為鉛直方向，向上為正，模型范圍為450 m×370 m×425 m (x×y×z)。依據上、下游側隧道式錨碇的地質剖面圖進行了巖層分類，考慮了強風化巖、破碎弱風化巖、弱風化巖和碎裂巖共4種巖性，模型參數采用基于現場巖體力學試驗提出的巖體力學參數建議值。

為模擬隧道開挖支護的施工過程，對計算模型采用推進式方式開挖模擬，在錨洞軸線向控制每層網格尺寸為1.5 m，與施工開挖進尺一致。采用四面體和六面體相結合單元形式對模型進行網格剖分，整個模型共剖分約6×105個單元、2.8×105個節點數。計算模型邊界條件采用底面三向約束，側面法向約束，地表自由的模式，主纜荷載均勻施加于隧道式錨碇的后錨面。隧道式錨碇的三維數值仿真計算模型如圖2所示。

圖2 隧道式錨碇三維數值計算模型Fig.2 Three-dimensional numerical calculation model of tunnel type anchorage

為研究破碎巖體中隧道式錨碇錨洞開挖響應特性，模型中考慮了設計支護措施。隧道錨初期支護采用C30聚丙烯合成纖維噴射混凝土，并設置工字鋼拱架；主纜通過段系統錨桿采用自進式Φ2.5 cm×H0.5 cm中空注漿錨桿，長度為4 m；鞍室段、前錨室段、錨塞體段及后錨室段系統錨桿采用Φ3.2 cm×H0.6 cm自進式中空注漿錨桿，長度4.0 m和7.0 m交錯布置，同時，環向每隔3根系統錨桿設置1根Φ5.1 cm×H0.8 cm自進式預應力中空注漿錨桿，縱向間距與系統錨桿縱向間距一致，長度為15 m，與系統錨桿同時施工。中空注漿錨桿屈服強度為325 MPa，使用FLAC3D中的結構單元“CABLE”模擬，滯后掌子面一個進尺施加，鋼拱架屈服強度235 MPa，使用結構單元“BEAM”模擬，滯后掌子面一個進尺施加，混凝土噴層采用實體單元模擬，滯后掌子面一個進尺施加。隧道式錨碇的支護結構模型如圖3所示。

圖3 隧道式錨碇支護結構模擬Fig.3 Modeling of support structure of tunnel type anchorage

4 隧道式錨碇成洞特性研究

開挖計算考慮最不利條件工況，即錨碇錨洞與鐵路隧道同時開挖到錨隧交叉位置。計算步序以每個施工進尺(1.5 m)循環為單位，對每一施工進尺內的“開挖-支護”流程進行模擬，逐步實現對主纜通過段、鞍室段、前錨室段、錨塞體及后錨室段的錨洞動態施工開挖和支護過程的模擬。

模擬結果表明，錨洞圍巖開挖變形總體上表現為向臨空面發展的特點，隨著邊墻的形成，洞室拱頂均是逐步下沉；在錨洞初始開挖階段頂拱變形是主體，但隨著洞室下挖和掌子面向前推進，邊墻位移成為變形的主體。圍巖變形受巖層分布影響顯著，圖4為開挖完成后上、下游側隧道錨錨洞位移和地質剖面對比，上游側碎裂巖主要穿越隧道錨前錨室洞段，在錨塞體后錨面段有局部穿越，下游側碎裂巖主要分布在前錨室段、錨塞體中部和后錨室段，上述區段在錨洞開挖后的位移量均顯著高于其他洞段。錨洞圍巖的開挖變形均顯著集中在碎裂巖分布區域，且埋深越大、開挖洞徑越大，圍巖的變形越大。

圖4 開挖完成后上游側與下游側隧道錨錨洞位移與 地質剖面對比Fig.4 Comparison of displacement and geological profile of tunnel type anchorage between upstream side and downstream side after excavation

表3列出了隧道錨錨洞各部位最大位移與最大相對位移比(最大位移與洞室凈空半徑的百分比)。根據Hoek[18]提出的隧道圍巖變形分級標準(表4)，在現支護措施下，上游側隧道錨前錨室洞段相對位移最大約1.43%，屬輕微擠壓變形；下游側隧道錨前錨室、錨塞體和后錨室洞段相對位移均>1.0%，最大約1.60%，屬輕微擠壓變形，輕微擠壓變形洞段均為碎裂巖分布洞段。從錨洞開挖的圍巖位移量和相對位移看，碎裂巖層是本隧道式錨碇施工成洞的關鍵地層，施工中需對碎裂巖洞段進行重點監測和有效控制。

表3 錨洞各部位最大位移與最大相對位移比Table 3 Maximum displacement and maximum relative displacement ratio at different parts of the anchorage hole

表4 不同隧道相對位移下的隧道擠壓變形分級Table 4 Rating of squeezing deformation of tunnel associated with different levels of relative displacement

5 隧道式錨碇承載特性研究

5.1 隧道式錨碇的主纜荷載響應

巖體開挖完成及錨碇建造后，將主纜設計荷載以面力施加在混凝土錨塞體后端面以及散索鞍上。主纜設計荷載P為4.3×105kN，經換算后錨面、散索鞍基礎的應力分別為1.2、1.4 MPa。

模擬結果表明，加主纜設計荷載后，山體與錨塞體沿主纜荷載向山外側變形，以x向(橋梁軸向)水平變形為主；在主纜荷載作用下，錨塞體洞周圍巖處于壓密過程，在錨碇中心線鉛直截面和沿主纜拉力方向斜截面內，位移等值線從錨碇后端面往山外呈喇叭型分布，錨塞體后錨面區域位移最大，往前錨面方向位移逐漸減小，周邊圍巖越靠近錨塞體位移越大，如圖5、圖6所示。

圖5 主纜荷載作用下隧道式錨碇鉛直截面位移與 地質剖面圖對比Fig.5 Comparison of displacement and geological profile of vertical section of tunnel type anchorage under main cable load

圖6 主纜荷載作用下隧道式錨碇中心斜截面位移云圖Fig.6 Displacement contours of oblique section of tunnel type anchorage under main cable load

另一方面，由于模型中考慮了地層分布的不均勻性，主纜荷載作用下隧道錨及圍巖的位移等值線圖分布并不均勻圓滑，而是隨著地層分布差異表現出折線段，下游側錨塞體段碎裂巖穿插分布較上游側更多，其位移等值線分布均勻性越差。錨塞體周邊圍巖內的位移梯度較大，表明錨塞體主要帶動其周邊圍巖承受主纜荷載作用，主纜荷載往外側擴散范圍有限。下游側錨塞體區域碎裂巖較上游側分布更為廣泛，施加主纜荷載后，下游側發生的位移量明顯大于上游側，下游側錨塞體最大增量變形約2.1 mm，上游側錨塞體最大增量變形約1.6 mm，均出現在后錨面區域。隧道式錨碇主纜荷載幾乎未對鐵路隧道產生影響。

新增塑性區能進一步反映隧道式錨碇在主纜荷載作用下圍巖屈服狀態，圖7為主纜荷載作用下隧道式錨碇斜截面的新增塑性屈服區分布。施加主纜設計荷載后，二次應力對錨塞體圍巖主要起壓密作用，錨塞體周邊圍巖僅在碎裂巖分布段產生零星分布的塑性區，主要表現為壓剪屈服，未形成塑性區帶，因此在主纜荷載作用下，隧道式錨碇結構體系總體仍處于彈性階段工作范圍內。

圖7 主纜荷載下隧道式錨碇中心線斜截面的新增塑性區Fig.7 New plastic zone of oblique section of tunnel type anchorage under main cable load

5.2 隧道式錨碇的超載特性

為進一步研究該隧道式錨碇結構的承載能力和破壞模式，評價其最大抗拔承載能力，利用模型逐步增加主纜荷載。隨著主纜荷載增加，錨塞體和圍巖變形分布規律與施加主纜設計荷載時基本一致，變形量值隨荷載增加而逐步增大。在主纜荷載<10P時，錨塞體變形呈線性增加且相對較為緩慢，當荷載超過10P時位移增長速率明顯加快。圖8為上、下游側錨塞體后錨面特征部位增量位移與超載系數的關系曲線，在超載系數為10(荷載為10P)時出現了 明顯拐點。

圖8 錨塞體后錨面特征部位位移與超載系數關系曲線Fig.8 Curves of displacement at characteristic position on anchor rear surface versus overload coefficient

隨著主纜荷載的逐步增大，錨塞體圍巖塑性區由錨塞體后錨面逐步沿著錨塞體周邊圍巖向中前部發展，如圖9所示，塑性區主要分布錨洞周邊一定范圍圍巖內，以剪切屈服為主。當主纜荷載增加至10P時，錨塞體周邊圍巖幾乎整體性進入塑性屈服狀態，但未形成從錨塞體向坡外的喇叭形塑性區。

圖9 超載作用下下游側隧道式錨碇鉛直截面塑性區分布Fig.9 Plastic zone distribution in vertical section of tunnel type anchorage in downstream side under overload

下游側隧道式錨碇廣泛分布于碎裂巖體中，塑性區未在碎裂巖體中呈現向坡外擴散的倒楔形(倒圓錐臺)破壞趨勢，隧道式錨碇主要表現為錨巖接觸面一定深度內的破壞。圍巖中的碎裂巖體未成為隧道式錨碇在主纜荷載作用下的軟弱破壞通道。由于隧道式錨碇在超載10P作用下，錨碇周邊圍巖形成自后錨面至前錨面的貫穿塑性區，且隧道式錨碇特征點位移在超載10P后較超載10P前具有更快的增長速率，可綜合判斷該隧道式錨碇結構的承載能力為9P，其最終破壞模式為沿錨塞體后錨面至前錨面的周邊圍巖的剪切破壞。

6 結 論

(1)碎裂巖體的擠壓變形控制是錨碇成洞穩定的關鍵。在設計支護措施下，錨洞處于輕微擠壓變形狀態，因此錨洞施工應采用強支護、重監測的原則有效保障碎裂巖成洞穩定性。

(2)隧道式錨碇圍巖在主纜荷載作用下的位移表現為從錨碇后端面往坡外的喇叭型分布。圍巖變形受地層分布影響顯著，碎裂巖體區域位移較大，錨碇周邊圍巖位移梯度較大，擴散影響范圍有限，對鐵路隧道幾乎無影響。

(3)隧道式錨碇在超載作用下的圍巖塑性區表現為由后錨面沿周邊圍巖向中前部發展的趨勢，碎裂巖體中隧道式錨碇主要通過帶動周邊接觸帶圍巖承受主纜荷載，未形成沿碎裂巖走向發展的塑性區。整體破壞模式為錨巖接觸帶的剪切破壞。

(4)隧道式錨碇可以應用于受構造影響嚴重、節理裂隙極發育、圍級基本分級為IV—V級的碎裂巖體中。