丁士君 楊文智 朱照清 袁 馳

(1.中國電力科學研究院有限公司,北京 100055;2.北京工業(yè)大學城市建設學部,北京 100124)

巖石錨桿具有置換巖體工程量少、施工便捷等優(yōu)點,可充分發(fā)揮原狀基巖良好力學性能,作為一種桿塔基礎,在我國輸電線路工程應用中已超過50 a。[1-2]輸電線路巖石錨桿基礎一般采用群錨形式,具備將上部桿塔作用的交變荷載傳遞至地基,并滿足設計使用年限等功能要求,區(qū)別于邊坡加固錨桿。[3-6]在綠色低碳建設要求日益嚴苛的今天,巖石錨桿基礎具有更廣闊的應用前景。[7-9]

國內(nèi)外很多學者通過室內(nèi)及原位試驗對巖石錨桿抗拔承載力的影響因素進行了研究,發(fā)現(xiàn)其受混凝土性狀的影響極大,而混凝土性狀受水灰比、添加劑等因素的影響。[10-11]此外,巖石錨桿的抗拔承載力還受錨固長度、側(cè)限剛度(巖石特性)的影響。[12]但是由于通過原位試驗很難觀測到巖石錨桿的上拔破壞模式,僅有部分室內(nèi)試驗[13]及數(shù)值模型[14]對其進行研究。李才華等認為：DL/T 5219—2014《架空輸電線路基礎設計技術(shù)規(guī)程》[15]中的45°破壞模式設計值偏大,存在安全隱患。[16]李才華等通過原位試驗觀測了多種破壞模式——沿著錨桿與混凝土的握裹體與巖石結(jié)合面的薄弱面產(chǎn)生破壞,錨筋或砂漿柱被拔起;基礎沿環(huán)形裂縫與巖石一同拔出,發(fā)生整體破壞。[17]

從輸電線路工程應用實踐看,巖石錨桿基礎具有良好承載性能,配套施工機械成熟且相對輕便,是業(yè)界公認的環(huán)保低碳型基礎。但是在其適用的地形地質(zhì)環(huán)境中應用率一直偏低;同時幾十年來工程參與方始終認可巖石錨桿基礎獨特優(yōu)勢,形成了“確實好但用不起來”的矛盾現(xiàn)象。這既有管理的原因又有技術(shù)原因,如錨桿基礎抗拔設計計算依照從錨桿根部發(fā)生整體剪切破壞的模型[17],設計尺寸往往受該破壞模型控制,而大量的原位原型荷載試驗未觀察到該破壞現(xiàn)象,表明設計理論不合理、參數(shù)取值不恰當。

基于上述原因,根據(jù)堅硬花崗巖地基錨桿原位荷載試驗及新型分布式光纖應變測試,開展上拔承載機理、破壞模式及承載性能影響因素的研究,探究錨桿抗拔承載力形成的機制。

1 現(xiàn)場試驗

選用硬質(zhì)巖場地進行不同規(guī)格的錨桿豎向上拔荷載試驗,并在部分試驗加載過程中采用分布式光纖,對錨筋、錨桿細石混凝土應變進行測試。

1.1 基 巖

試驗場地為裸露基巖,巖石為中等風化花崗巖,巖體較完整,經(jīng)現(xiàn)場鉆芯取樣及室內(nèi)試驗測試,圓柱體巖塊平均抗壓強度為60.4 MPa。

1.2 試驗錨桿及裝置

巖石錨桿基礎如圖1a所示,試驗加載系統(tǒng)如圖1b所示。其中錨桿細石混凝土的設計強度等級為C30。

a—巖石錨桿;b—加載系統(tǒng)。圖1 巖石錨桿及試驗系統(tǒng)Fig.1 Schematic diagrams of anchor bolts in rock and its laoding system

為分析巖石錨桿的抗拔破壞模式,考慮錨桿錨固長度、截面尺寸及混凝土齡期三種因素的影響,進行試驗設計,其中：1)設計4種埋深,分別為0.6,1.2,2.1,6.0 m;2)設計3種錨桿截面直徑,分別為90,130,150 mm;3)設計3種混凝土齡期,分別為4～7 d、7～14 d、大于14 d。

共設計24組現(xiàn)場試驗,試驗編號為D90-06-05、D90-06-30、D130-06-15、D130-06-30、D150-06-05、D150-06-14、D90-12-06、D90-12-29、D130-12-13、D130-12-30、D150-12-07、D150-12-12、D90-21-05、D90-21-31、D130-21-12、D130-21-53、D150-21-06、D150-21-13、D90-60-07、D90-60-12、D130-60-07、D130-60-54、D150-60-14、D150-60-30,其中D后第一組數(shù)字為錨桿直徑,單位為毫米,第二組數(shù)字為錨桿埋深,單位為米,第三組數(shù)字為混凝土齡期,單位為天。錨筋規(guī)格均為HRB500帶肋螺紋鋼筋,直徑為36 mm。

1.3 試驗方法

采用分級加載,每級荷載增量根據(jù)現(xiàn)場情況及分析需要,取10～40 kN,每級荷載維持時間不少于10 min;加載至破壞或試驗設備極限值后停止試驗。

根據(jù)巖石錨桿及輸電桿塔對基礎荷載作用的特點,試樣出現(xiàn)以下一種情況視為破壞：

1)發(fā)生基礎被拔出、地面開裂等現(xiàn)象,且荷載無法維持;2)基礎頂部軸向位移至少達到20 mm,條件允許時加載至50 mm。

各試驗加載控制視試驗過程中具體情況進行細節(jié)調(diào)整和優(yōu)化。

1.4 測試內(nèi)容及方法

試驗加載過程中,測試內(nèi)容包括：

1)錨筋頂部施加的荷載值,采用測力計進行測試;2)錨桿混凝土頂部位移值,采用振弦式位移傳感器測試;3)錨筋或細石混凝土應變值,采用基于光頻域反射技術(shù)的分布式光纖傳感儀器進行測試,其中選擇D130-06-15、D130-21-53、D90-60-07、D90-60-12、D130-60-07、D130-60-54、D150-60-14共7個試件進行應變測試。

2 試驗結(jié)果

2.1 荷載-位移關(guān)系曲線

巖石錨桿軸向上拔荷載試驗得到的荷載-位移關(guān)系曲線見圖2。

荷載試驗中的荷載-位移曲線主要存在兩種走勢,一種為軟化型,一種為硬化型。其中軟化型曲線是指在加載后期承載力隨位移增大反而呈下降的荷載與位移關(guān)系,也就是曲線存在荷載峰值;硬化型曲線是指在加載過程中隨著位移的增大始終處于承載力增大趨勢的現(xiàn)象。從圖2可以看出：錨桿直徑較大或埋深較深時大多曲線為硬化型;淺埋或小直徑錨桿的加載曲線多屬于軟化型,加載過程中存在明顯的峰值荷載。

2.2 應變測試

對7個載荷試驗加載過程中的鋼筋與混凝土應變進行了測試,其中D90-60-07、D130-60-07和D150-60-14試驗中除對靠近錨筋和巖壁的混凝土應變進行測試外,采取鋼筋開槽布設傳感器的方式對錨筋進行應變測試;其余進行了靠近錨筋及巖壁的混凝土應變測試。應變測試結(jié)果見圖3。

a—D130-06-15;b—D130-21-53;c—D90-60-07;d—D90-60-12;e—D130-60-07;f—D130-60-54;g—D150-60-14。圖3 應變測試結(jié)果Fig.3 Measured stresses

從圖3可見：錨桿錨筋的有效傳力深度在1.2～1.6 m,錨桿直徑影響不大;混凝土產(chǎn)生明顯應變的最大深度在1.2 m左右;錨筋、靠近錨筋混凝土、靠近巖壁混凝土處產(chǎn)生明顯應變的深度依次降低。淺部錨筋應變隨深度而減小,隨上拔荷載而增大;而混凝土應變在上拔荷載較大時一般隨深度先增后減小,在接近錨桿極限承載力時靠近地表附近的混凝土應變,隨加載過程位移的增大而呈降低趨勢。

2.3 極限承載力和破壞模式

對圖2的荷載-位移關(guān)系曲線,軟化型可將峰值點確定為極限抗拔承載力,如D90-06-05試件;硬化型荷載-位移關(guān)系曲線沒有明顯的峰值點,但在初始加載及末端均存在兩個線性段,在極限抗拔承載力確定中,當荷載-位移關(guān)系曲線無峰值時取第二個線性段起始點(圖4)所對應的荷載值為極限承載力,此時所對應的位移在20～30 mm。因此,巖石錨桿極限抗拔承載力取峰值點對應荷載值或無峰值時位移為20～30 mm所對應荷載值。

圖4 硬化型加載曲線Fig.4 Loading curves of hardening

根據(jù)試驗荷載-位移關(guān)系曲線、應變測試結(jié)果以及巖石地基和錨桿的外在表現(xiàn),綜合確定試驗錨桿極限承載力及破壞形式,見表1。圖5為試驗加載破壞后基巖與錨桿處出現(xiàn)的典型破壞特征。

表1 試件極限承載力和破壞形式Table 1 The ultimate bearing capacity and failure modes of specimens

a—D90-06-05;b—D90-06-30;c—D90-12-29;d—D150-60-30。圖5 典型破壞特征Fig.5 Characteristics of typical damage

從表1及圖5,結(jié)合圖2、圖3可以看出：硬化型曲線均表現(xiàn)為錨筋屈服的破壞形式;而軟化型曲線發(fā)生了混凝土與基巖的聯(lián)通剪切破壞,此時典型破壞滑移面見圖6,可以看出基巖并不會發(fā)生從錨桿底部延伸至地表且近45°角的倒錐臺形整體剪切形式,僅在淺表層(一般小于0.5 m)因巖石強度較低、完整性較差而發(fā)生巖體局部剪切破壞。由于巖體發(fā)生貫穿至地表的倒錐形剪切破壞時,所需的滑移起動應力隨深度增大而增大,而圖3應變測試結(jié)果顯示除了淺表層外,錨桿橫截面內(nèi)力隨深度增大而減小,因此試驗場地巖體發(fā)生倒錐形剪切破壞的深度不超過0.5 m。

圖6 整體剪切滑移面Fig.6 Overall shear slip surfaces

通過試驗可以看出：巖石錨桿上拔整體剪切破壞其實是2個界面(錨筋與混凝土接觸、混凝土與基巖接觸)、淺部基巖薄弱部分的剪切滑移貫通的結(jié)果。文獻[15-16]介紹了原位錨桿上拔載荷的試驗,其中發(fā)生了地表的環(huán)狀裂縫,因此推測巖體發(fā)生了從錨桿底部貫穿至地表的整體剪切破壞,這與實際破壞形式與特征存在差異。

3 上拔荷載傳遞機理分析

從直接觀察的破壞形式上看,在淺表發(fā)生了錨筋屈服并拔斷、錨筋與混凝土界面剪切滑移、錨桿混凝土與基巖界面剪切滑移、基巖開裂等現(xiàn)象,以錨筋屈服及其與混凝土界面剪切滑移為主。綜合圖3錨筋和混凝土應變隨深度的變化情況分析,錨筋受上拔荷載作用后產(chǎn)生應變,隨之錨筋與混凝土界面、混凝土與巖壁界面產(chǎn)生剪切作用,荷載逐漸擴散至巖石地基。

3.1 錨筋與錨桿混凝土界面

以錨筋為對象,頂部上拔荷載由錨筋與混凝土間剪切作用力承擔,根據(jù)試件D90-60-07、D130-60-07、D150-60-14錨筋應變的測試結(jié)果,錨筋頂部橫截面荷載-應變的關(guān)系如圖7所示。試驗所采用直徑36 mm、種類HRB500錨筋的抗拉承載力設計值為443 kN。從圖7可以看出：在低于抗拉強度設計值時錨筋應變與頂部荷載具有較好的線性關(guān)系,承載處于線彈性階段。

圖7 錨筋頂部上拔荷載-應變關(guān)系Fig.7 Relations between uplift loads and strains at tops of anchor bars

從圖3可以看出：錨筋在上拔荷載不大于400 kN時上部(約0～1.6 m)應變隨深度近似線性減小,因此按照以下規(guī)則計算錨筋與錨桿混凝土間黏結(jié)強度τ：

(1)

式中：Ta為0.9倍錨頂上拔荷載;d為錨筋直徑;la為錨筋頂部最大應變εmax與0.1倍εmax間長度,稱為有效錨固段。

根據(jù)式(1)計算得到錨筋與錨桿混凝土間黏結(jié)應力隨上拔荷載的變化關(guān)系,見圖8。

圖8 不同錨筋與混凝土間黏結(jié)力-上拔荷載關(guān)系Fig.8 Bond forces between different anchor bars and concrete under uplift loads

從圖8可以看出：在加載未進入極限狀態(tài)時(上拔荷載不大于400 kN),有效錨固段的平均黏結(jié)力隨上拔荷載近似線性增長;錨筋與細石混凝土間黏結(jié)強度均值為2.82 MPa。同時根據(jù)應變測試結(jié)果可知：當上拔荷載小于400 kN時有效錨固段隨上拔荷載近似線性增長。

3.2 混凝土及其與巖石界面

由圖3可知：錨桿上拔承載接近破壞時部分試驗錨桿淺部混凝土應變隨深度先增后減,在加載后期應變隨上拔荷載增大而降低,綜合試驗中觀測的情況,這一變化規(guī)律是由淺表巖-混界面或巖層發(fā)生撕裂或巖體局部剪切破壞所致。圖9是加載中后期淺部錨桿靠近巖壁混凝土應變最大截面的應變隨上拔荷載的變化情況。

圖9 淺部錨桿靠近巖壁混凝土應變隨上拔荷載變化情況 Fig.9 Variations of concrete strains between rock and concrete under uplift loads

加載初期混凝土應變最大的截面位于地表附近,中后期往往位于地表以下,此時該截面以上部分混凝土與巖石界面或局部巖體已發(fā)生剪切破壞。從圖9可以看出：

1)各試驗在進入加載極限狀態(tài)前混凝土應變隨荷載呈正向非線性增大趨勢。

2)極限狀態(tài)后,D130-06-15試驗實際上拔荷載降低而該截面混凝土應變基本不變,說明此時錨筋與混凝土界面已剪切失效,但是其他試驗在上拔荷載約大于400 kN時應變變化規(guī)律比較雜亂。

以靠近巖壁混凝土存在明顯應變段的錨桿為分析對象,則錨桿抗拔極限狀態(tài)時巖壁與混凝土間剪切應力計算值如表2所示。

表2 極限狀態(tài)時巖壁與混凝土間剪切應力計算結(jié)果Table 2 Calculated shear stresses between rock and concrete in limit states

表2中剪切應力并未達到抗剪強度峰值點,實際峰值抗剪強度會高于表2所示的計算值,試驗場地花崗巖與混凝土間抗剪強度不小于表2抗剪應力的平均值,即不小于1.89 MPa,表明堅硬花崗巖與混凝土接觸界面具有較高的抗剪性能。

從以上分析得到：

1)上拔荷載從錨筋頂部傳入,通過錨筋與混凝土、混凝土與巖體接觸界面剪切作用,荷載被迅速傳遞至基巖。

2)錨筋與混凝土界面有效段剪切應力近似均勻,隨著上拔荷載增大該界面自上而下逐步剪切破壞。

3)受錨筋與混凝土界面剪切作用影響,錨桿混凝土與巖石界面也存在相應的有效傳力段;受巖體完整性、強度等影響,淺層易發(fā)生局部剪切與撕裂破壞,但對錨桿的承載性能影響較小,該淺層深度小于0.5 m。

4)錨桿上拔破壞是淺層巖體剪切、兩個界面剪切、錨筋屈服斷裂等形式的復合,但深部錨桿一般不發(fā)生從錨桿底面延伸至地表的基巖整體剪切破壞,很難發(fā)生混凝土與巖體界面剪切破壞。

4 承載特性影響因素分析

4.1 孔徑比的因素

根據(jù)圖3的荷載-位移曲線可以發(fā)現(xiàn)：極限抗拔承載力并非僅與孔徑或埋深有關(guān),故將深徑比(H/B)與極限抗拔承載力繪制于圖10,并根據(jù)其荷載位移關(guān)系曲線特征采用類似理想彈塑性模型曲線進行擬合。

圖10 深徑比對巖石錨桿抗拔承載力的影響Fig.10 Influence of depth to diameter ratios on the tensile capacity of rock bolts

由圖10可見：抗拔承載力并不隨著深徑比的增大而一直增大。當深徑比較小時,抗拔承載力隨深徑比的增大線性增大;當增大至臨界深徑比后,抗拔承載力基本保持不變。圖中數(shù)據(jù)點存在一定離散性,這主要受基巖完整性等多重因素影響。采用類似理想彈塑性模型曲線擬合,則直徑為90,130,150 mm錨桿的臨界深徑比(類似理想彈塑性屈服點)分別為15.6、11.6、7.2,相應錨桿臨界埋深為1.40,1.51,1.07 m。從圖10可以看出：

1)同一基巖場地錨桿抗拔承載力最大值隨錨桿直徑增大而增大,但增大效果有限。

2)埋深不大于臨界值時抗拔極限承載力受深徑比影響明顯。這是因為從破壞形式分析,錨筋截面抗拉、錨筋與混凝土接觸界面抗剪承載力與錨桿直徑關(guān)系不大,而淺部基巖抗剪、巖石與混凝土接觸界面抗剪承載力與深徑比存在一定關(guān)系。

4.2 齡期的影響

一般情況下同一批次澆筑的混凝土強度隨齡期的增長不斷增加,試驗根據(jù)試驗錨桿澆筑的批次進行取樣及混凝土立方體試塊的制作并常規(guī)養(yǎng)護,按照齡期3,7,10,14,28 d進行了試塊的抗壓強度試驗,結(jié)果見圖11。可見：混凝土的強度隨齡期的增長不斷增大,最初7 d內(nèi)強度發(fā)展較快,5 d左右強度即可達到30 MPa,齡期大于7 d以后強度增長逐漸緩慢。根據(jù)試驗結(jié)果,將相同深徑比的試驗分為齡期不大于7 d,7～14 d,大于14 d,共3個數(shù)據(jù)序列,將其極限抗拔承載力繪制于圖12。

圖11 不同齡期混凝土試塊強度Fig.11 Strengths of concrete blocks at different curing ages

圖12 齡期對極限抗拔承載力的影響Fig.12 Influence of curing ages on the ultimate tensile capacity

圖12中統(tǒng)計的試驗錨桿混凝土齡期最小為5 d,可以發(fā)現(xiàn)：試驗錨桿的抗拔承載力受齡期的影響較小,在不小于5 d的齡期錨桿便存在較高的抗拔承載力。

5 結(jié)束語

為研究巖石錨桿基礎的承載特性及破壞模式的影響因素,選用硬質(zhì)花崗巖場地進行24個現(xiàn)場試驗,得到了以下結(jié)論：

1)巖石錨桿上拔荷載與位移曲線可以分為硬化型、軟化型兩種類型。其中孔徑大、埋置深的巖石錨桿的荷載-位移關(guān)系屬硬化型,破壞形式主要為錨筋屈服;埋置淺、小直徑的巖石錨桿的荷載-位移關(guān)系屬于軟化型,破壞主要發(fā)生在錨筋與混凝土界面或錨桿與巖體界面及基巖中,為剪切復合破壞。

2)上拔荷載傳遞過程中頂部錨桿截面應變顯著大于下部,花崗巖錨桿埋深0～1.6 m范圍內(nèi)即可將荷載擴散至錨筋、錨桿混凝土、基巖中。

3)錨筋與細石混凝土間黏結(jié)強度均值為2.82 MPa,混凝土與堅硬花崗巖界面抗剪強度不小于1.89 MPa,具有較高抗拔承載性能。

4)極限抗拔承載力受臨界深徑比影響顯著,當小于臨界深徑比時抗拔承載力隨深徑比的增大而線性增大;當大于臨界深徑比后抗拔承載力基本保持不變。

5)混凝土不小于5 d的齡期對巖石錨桿抗拔承載力影響不明顯。