摘 要：與常規重力式錨碇基礎不同，地連牆複合式錨碇基礎通過地連牆與圍岩形成整體協同受力體系。而對于基于泥漿護壁法的地連牆結構，牆體側壁泥皮的存在直接影響複合錨碇承載性能的發揮。在現場泥皮取樣測試基礎上，開展室内縮尺模型試驗。研究表明，泥皮效應弱化了嵌岩地連牆與持力層圍岩的整體協同受力特性，改變了複合錨碇極限破壞模式，導緻複合式錨碇基礎應有的嵌岩效應優勢無法發揮，因此顯著降低了複合錨碇極限承載力。

關鍵詞：複合式錨碇基礎;泥皮;地連牆;極限破壞;嵌岩;

地連牆參與協同受力的複合式錨碇作為新的基礎形式，可以降低錨碇規模，減少施工周期，節省建設資金，有廣闊的應用前景。但在地連牆施工過程中，常采用基于泥漿護壁的施工方法，這将導緻地連牆側存在一定厚度的泥皮，給複合式錨碇的安全帶來了風險。

衆多學者對于泥皮對地連牆複合式錨碇基礎的影響進行了廣泛的研究，夏才初[1]等對虎門大橋東側隧道錨碇開展了1∶50相似比的現場結構模型試驗，研究了錨碇結構和岩體的變形機制和破壞模式；羅林閣[2]等進行了地連牆—重力式複合錨碇基礎底闆以下地連牆嵌固作用對其承載性能影響的試驗研究，認為地連牆結構嵌入深部強度較好的基岩時，可考慮地連牆作為基坑圍護結構對錨碇承載力的貢獻；李家平[3]等對甯波慶豐懸索橋重力式錨碇進行了1∶100相似比的室内模型試驗研究，研究了軟土中錨碇結構、相鄰土體變位、土體附加應力分布與纜力及時間變化規律；崖崗[4]等基于虎門二橋懸索橋錨碇基礎數值研究指出，當考慮地連牆複合作用後，基礎的抗滑移能力将得到較大提升，基礎的破壞模式将由滑動破壞轉變為傾覆破壞；李永盛[5]對江陰長江公路大橋北錨碇開展1∶100相似比的材料模型試臉，提出了旨在加強錨碇結構與相鄰地層穩定狀況的地基加固措施、結構選型、埋置深度等措施建議；魏煥衛[6]等基于室内物理模型試驗分析内力、變形等規律，分别研究了組合基礎和吸力錨承載性能； 蘇靜波[7]等通過對潤揚大橋北錨碇基礎的數值計算，對錨碇基礎抗滑移、抗傾覆穩定進行了計算分析，研究分析了基礎前、後牆土體壓力對錨碇基礎穩定性的影響，并且分析了基底接觸面摩擦強度指标對抗滑移穩定性的敏感程度；王東英[8]等進行了懸索橋隧道式錨碇“夾持效應”的試驗研究，通過開展室内模型試驗分析了錨碇和岩體聯合承載的過程、機理及錨碇自岩體内拔出時的破壞形态，在一定程度上揭示了隧道式錨碇“夾持效應”的本質；楊彥麗[9]通過數值計算對泥皮缺陷樁在豎向荷載下的承載性狀和工作機理進行了研究和分析，揭示了泥皮缺陷樁在豎向荷載作用下的承載性狀和工作機理。這些研究結果對于本文泥皮研究有借鑒意義。

為了研究是否存在泥皮對于地連牆複合錨碇基礎承載力的影響，在前人研究成果的基礎上，設計開展了室内模型試驗。利用公路長大橋建設國家工程研究中心的大型地基—基礎模型試驗槽，進行了同等條件下不考慮泥皮作用的地連牆複合錨碇基礎與考慮泥皮的地連牆複合基礎模型的承載性能對比試驗，通過分析荷載～變形關系、基底應力分布及分配規律等，研究泥皮對地連牆複合基礎受力性能的影響。

單跨吊懸索橋是蓮花山過江通道的橋型方案之一，錨碇基礎采用重力式錨碇，其承受巨大纜力，且地質條件存在一定的岩層，如圖1所示。依據蓮花山錨碇實際地勘KZ1和KZ3鑽孔，地連牆基底标高為-43 m, 位于中風化泥質砂岩。為了更好地發揮岩層的效能，降低錨碇的規模，拟通過一定比尺的物理縮尺模型，探究錨碇基礎在有無嵌岩工況時，承受豎向及水平向荷載作用下的變位、應力分布特征和規律、破壞形态等。

圖1 錨碇樣式及岩層

基于相似理論，模拟錨碇基礎與周圍岩土體的相互作用關系。通過施加豎向及水平向荷載，研究嵌岩地連牆—重力式錨碇複合基礎在嵌岩處地連牆有、無泥皮的條件下，對于承載性能、荷載分擔、破壞模式的影響，以此為基礎設計開展了兩組試驗。

A組試驗：不考慮泥皮嵌岩地連牆—重力式錨碇複合基礎，即在地連牆内外側直接與模拟岩層及填芯混凝土接觸，地連牆穿過中風化岩層，并嵌入微風化岩層，如圖2所示。

圖2 A組無泥皮嵌岩地連牆—重力式錨碇複合基礎

B組試驗：考慮泥皮嵌岩地連牆—重力式錨碇複合基礎，即在地連牆内外側粘貼模拟泥皮物再與模拟岩層及填芯混凝土接觸，地連牆穿過中風化岩層并嵌入微風化岩層，如圖3所示。

圖3 B組泥皮嵌岩地連牆—重力式錨碇複合基礎

任何模型試驗都是按一定幾何比例關系設計的。設原基礎尺寸為B,地基土深度為T,可設：

i=BPBM=TPTM         (1)i=BΡBΜ=ΤΡΤΜ         (1)

式中：角标P為原體工程幾何相似準數；角标M為模型的幾何相似準數；i為幾何比例系數，即為派定律中的π1,它反映幾何相似準數的特征。

根據實驗室的空間及加載設備的能力，選擇的模型比尺為1∶50,按照初步形成的錨碇基礎方案尺寸進行模拟。地連牆的實際外徑尺寸為60 m, 模型的外徑尺寸為1.2 m, 全部的幾何外形尺寸均按照1∶50進行考慮，見表1,以保證荷載分配關系的準确。模型試驗的中風化岩層厚度為0.185 m, 其中底闆以下中風化層厚度為0.13 m, 嵌入微風化岩0.11 cm。

表1 錨碇模型尺寸

原型方案的覆蓋層為粉質黏土和砂質土。根據數值模拟結果，覆蓋層能提供的摩阻力和水平土抗力都很小。因此，為降低土體制備難度，不考慮覆蓋層的作用，隻模拟中風化和微風化泥岩。

由于地連牆底部的中風化泥岩、微風化泥岩的強度較高，因此采用水泥砂漿模拟風化岩層，以軸心抗壓強度、彈性模量兩個控制指标進行砂漿配合比的調試。依據《公路工程岩石試驗規程》(JTG E41-2005)[10]進行材料軸心抗壓強度及彈性模量的測試試驗，采用邊長為7.7 cm的立方體試件，每組配合比試樣含6個抗壓強度試件和6個彈性模量測試試件，以确定材料最終配合比。試驗指标見表2。

表2 試驗拟采用砂漿試驗指标與地勘參數指标

室内模型試驗以地連牆實際施工工藝為基礎，采取簡化手段實現。地連牆采用預制結構來模拟，即先制作地連牆模型，再埋入預定位置并灌注填芯混凝土。地連牆材料采用與原型彈性模量接近的高性能混凝土模拟，在3 cm厚時，保證混凝土開裂後不發生脆性破壞，且滿足抗壓和抗彎剛度等效原則。

實際工程中，灌注混凝土過程中側壁将形成泥漿護壁與水泥的混合物(稱之為“泥皮”)。以往研究側重于混凝土與泥皮間的剪切特性。而地連牆承受纜力作用時，側面與泥皮間的壓縮性能是應關注的重點。基于此，開展現場泥皮采樣，獲取泥皮參數，發現其參數與軟黏土較為接近，如圖4所示。

圖4 現場泥皮

試驗前針對泥皮效應開展小尺度模型的模拟與試驗，為後期錨碇正式試驗提供支撐。本次試驗分為兩期。前期主要研究按照實際工程情況，配制摻入一定量水泥的膨潤土泥漿來模拟泥皮；後期在前期試驗結果的結果上，考慮試驗的易操作性和真實反映實際工程等情況，進一步進行泥皮選型試驗，确定錨碇試驗過程中采用何種方式來模拟泥皮。

采用C30混凝土澆築鋼筋混凝土闆，用于模拟地連牆。制作鋼片圍箍，模拟泥皮側限約束條件。加載時，泥皮上部放置鋼闆，其尺寸略小于鋼圍箍淨尺寸，來模拟泥皮均勻受力狀态。

在膨潤土中摻入一定量的水泥來制備泥漿，凝固後形成具有一定強度的泥皮結構。水泥采用P.O42.5普通矽酸鹽水泥，泥漿配比為：膨潤土∶水∶水泥=1∶0.733∶0.144。通過加載荷載及沉降值獲得泥皮彈性模量值，見式(2)。

E=ΔPΔε=p2−p1h2−h1H         (2)E=ΔΡΔε=p2-p1h2-h1Η         (2)

通過多組泥皮加載對比試驗，發現摻入水泥的膨潤土泥皮的彈性模量較大，不能較好地反映實際泥皮的存在狀态，見表3。因此，本次試驗過程不采用摻加水泥的膨潤土泥皮。

表3 泥皮試件彈性模量

為更好實現試驗目的，選取稍低于軟黏土的彈性模量值為參考數值。經綜合比選，初步選取4種材料進行試驗論證，分别是白色泡沫膠帶、黑色PE膠帶、橡膠膠皮、3M強力膠帶，4種材料的彈性模量的試驗結果見表4。

表4 不同類型材料彈性模量結果

綜合比較表4中的結果，認為白色泡沫膠帶更加符合試驗目的，因此選取其為預選方案。試驗過程中，白色泡沫膠帶會與混凝土接觸，水份可能對于泡沫膠帶造成影響，易導緻單次試驗的數據結果出現偏差。為此，進行預試驗來研究水體對白色泡沫膠帶的彈性模量數值影響。試驗結果表明，經水泡後，白色泡沫膠帶彈性模量數值未出現較大變化，水體不會影響本次試驗結果。因此，本次試驗采用白色泡沫膠帶來模拟泥皮。

錨碇模型制作及安裝分為7步：(1)在試驗方案錨碇模型底部位置澆築制作剛性地基；(2)拼接地連牆片段，并在前、後趾及中部兩塊地連牆片段下埋設土壓力盒；(3)根據試驗方案，在前、後趾及中部3塊地連牆片段内外對稱粘貼應變片，并進行防潮處理與走線布置；(4)澆築模拟微風化岩與中風化岩，前趾趾外側安放土壓力盒，中風岩上安放錨碇基底土壓力盒；(5)按照試驗方案位置，焊接接駁鋼筋、加載闆、吊裝螺母；(6)澆築填芯混凝土，加強振搗保證密實，然後進入養護階段；(7)安裝位移傳感器、水平和豎向作動器，調試試驗設備等。如圖5所示。

圖5 錨碇制作過程

使用厚度為2 mm的白色泡沫膠帶模拟泥皮，對嵌入岩層的地下連續牆内側、外側、牆端進行粘貼，模拟泥皮存在于地連牆結構上的狀态，如圖6所示。

圖6 泥皮粘貼

豎向荷載為500 kN,分10級加載，每級為50 kN,豎向荷載距離圓心15.5 cm。水平荷載分級加載，第一級荷載為50 kN,當位移每級增量偏大時，第一級荷載變為25 kN;水平荷載距離錨碇底闆110 cm(底闆以上模型高80 cm, 底闆以下地連牆高度24 cm)。水平荷載加載方案見表5,水平加載至破壞時停止。為分析基底應力分布規律，将豎向荷載每兩級提取一次，共分為V1～V5;将水平荷載至破壞前平均分為H1～H5共5級。

監測内容包括基底應力監測(采用基底土壓力盒)、豎向沉降及水平位移監測(位移計)、地連牆槽段布置土壓力盒和應變片。

(1)基底和地連牆底土壓力盒監測，用來計算地連牆、底闆豎向荷載分擔比。

(2)豎向沉降和水平位移可用于分析錨碇基礎變位特性。

(3)地連牆槽段應變計、土壓力盒，用于監測錨碇軸向應變、嵌岩地連牆水平應力分布。

牆底為前趾、後趾、中部兩側4塊地連牆片段布置土壓力盒；模型基底沿南北向力作用方向，均勻布置5個土壓力盒，前後趾距離地連牆超過5 cm。具體如圖7所示。

監測地連牆沿軸向應變數據及分布規律，分别在前趾、後趾、中部西側地連牆内外側粘貼應變片，分為5層。具體如圖8所示。

表5 水平荷載分級

圖7 土壓力盒布置

圖8 應變片布置

監測各組錨碇模型結構在荷載作用下的結構變位特性及區别，分别于錨碇頂闆加載前、後方向及正交方向布置4個豎向沉降監測位移計，用于監測錨碇頂闆在豎向荷載、水平荷載作用下，頂闆豎向變位情況；在錨碇前趾區域上下位置水平方向布置水平位移計，用于監測錨碇頂闆、前趾水平變位規律情況。變位監測點布置情況如圖9所示。

圖9 位移計監測布置

為研究泥皮效應對複合錨碇承載能力影響，對A和B兩組模型進行對比研究。首先在錨碇頂面施加500 kN豎向荷載，以模拟錨碇結構的自重荷載作用。通過監測錨碇頂闆豎向沉降，得到以下結果。

(1)随着豎向荷載增大，錨碇頂闆沉降增加，豎向荷載～豎向沉降曲線基本呈線性變化，錨碇及風化層岩體模型處于線彈性階段，如圖10所示。在相同荷載作用下，B組錨碇沉降顯著高于A組錨碇。以500 kN為例，A組錨碇沉降值為0.5 mm, 而B組錨碇沉降穩定後數值為1.23 mm, 為前者的2.46倍，沉降值增幅146%。主要原因是，地連牆複合錨碇主要由底闆、牆端和牆側承擔荷載，而泥皮的存在削弱了牆端和牆側荷載承擔能力，降低了錨碇豎向荷載承載力。

(2)由于偏心荷載作用，A和B兩組錨碇頂闆後部沉降高于錨碇前部，如圖11所示。其中，A組錨碇頂闆前、後位置的沉降相差較小，500 kN時後部沉降0.52 mm, 僅比前部大0.04 mm; 而B組錨碇前、後部沉降差相對顯著，500 kN時後部較前部大0.44 mm。主要原因是，無泥皮存在時，複合錨碇通過嵌岩地連牆與深部岩層形成整體受力結構，錨碇結構整體剛性更強，結構沉降差小；而牆端和牆側泥皮的存在，降低了這種整體協同受力剛性特性，從而導緻錨碇前後頂闆不同位置出現沉降差。

圖10 A組與B組平均沉降數據

圖11 A組與B組各位置沉降數據

(1)在水平荷載由325 kN增大到350 kN過程中，B組模型發生破壞。取發生破壞的前一級荷載為極限破壞荷載，A組模型極限破壞荷載為450 kN,B組模型極限破壞荷載為325 kN。兩組模型破壞後的形态如圖12所示。

基于A和B兩組模型數據對比，開展泥皮影響分析。與A組模拟相比，B組考慮泥皮影響後，由于泥皮的存在對地連牆與圍岩黏結強度存在弱化效應，在相同水平荷載作用下，錨碇水平變位相對更大，導緻複合錨碇極限破壞荷載降低幅度達27.8%。

(2)A組錨碇在450 kN的水平荷載時頂闆水平變位為0.96 mm。以該相同變位控制标準承載力值進行對比分析，對B組錨碇150～200 kN差值計算，得到B組數值，可知在泥皮影響下，同一标準下的承載力值僅為無泥皮影響下的36.1%,泥皮的存在嚴重降低了錨碇承載能力。結果如圖13所示。

圖12 模型破壞後的形态

圖13 水平荷載下模型頂底闆水平位移

(3)對水平荷載～水平變位曲線規律對比分析表明，B組錨碇随着荷載增大，水平變位值急劇增加，最終臨近破壞時已發生較大變形量而無法繼續承擔荷載，包裹泥皮的嵌岩地連牆從岩層拔出，總體呈現“緩性破壞”;而A組錨碇直至破壞其變形量僅為0.96 mm, 破壞模式以嵌岩地連牆發生“突然性的脆性破壞”而無法繼續承載，地連牆“前端折裂、後端拔斷”為特征。

監測水平荷載施加階段錨碇頂闆豎向變位情況，得出如下結果。

(1)水平荷載作用下，錨碇呈現前部下沉、後部上翹的變形特性，且在同等水平荷載作用下，各組錨碇模型後部上翹幅度高于前端下沉量。極限破壞荷載時，A組錨碇後端上翹0.38 mm, 前端沉降0.26 mm; B組錨碇後端上翹11.66 mm, 前端沉降2.86 mm, 如圖14所示。

圖14 水平荷載下模型豎向變位

(2)在相同水平荷載作用下，受泥皮影響的B組錨碇變位遠大于A組錨碇。以300 kN水平荷載為例，A組錨碇前、後端變位分别為0.12 mm和0.02 mm, 變位差為0.14 mm; 而B組錨碇前、後端變位分别為2.24 mm和8.42 mm, 變位差為10.66 mm, 後者為前者的76倍。主要原因在于，A組錨碇地連牆嵌岩效應顯著，嵌岩地連牆與周圍岩層協同受力，在水平荷載作用下，調動中微風化岩層承載能力；而泥皮的存在削弱了地連牆結構與岩層嵌固黏結效應，降低了錨碇承載能力。

在牆底和底闆底部布置土壓力盒，監測獲取底闆、牆端不同位置的應力值，分析在豎向荷載、水平荷載的不同荷載施加階段下，錨碇基底的前趾、中前部、中部、中後部及後趾底闆的應力分布規律，以及地連牆前趾、中部和後趾的應力分布規律。将豎向荷載分為5級(V1～V5),水平荷載至破壞前荷載分為5級(H1～H5)。結果如圖15所示。

在豎向荷載施加階段，随着豎向荷載增大，錨碇底闆基底應力逐級增大，其中豎向作動器正下方的中後部測點處底部應力最大。随着水平荷載施加，底闆底部應力重新分布，在彎矩作用下，前趾區應力增加，後趾區應力顯著降低，水平荷載施加到V3級(3倍設計水平纜力)後，後趾區應力趨近于0。

同A組錨碇模型規律類似，由于前趾和後趾臨近地連牆，在地連牆與底闆接駁鋼筋作用下，于内部底闆邊緣處形成了應力低值區域，在整個豎向和水平加載過程中，底闆前、後趾處的應力一直較小。

在豎向荷載施加階段，牆底應力呈線性分布，其中偏心方向的後端牆底應力高于前端應力。水平荷載施加階段，随着水平荷載增大，後端牆底應力降低，前端增大。

圖15 基底應力分布

複合錨碇豎向應力主要由底闆、牆底和牆側土體承擔荷載，為分析荷載分擔規律，基于以下假設進行數據處理。

考慮到底部粘貼雙面膠模拟泥皮方案下，嵌岩地連牆側壁與風化岩層完全斷開，地連牆側壁荷載分擔忽略不計，僅分析地連牆複合式錨碇牆端、底闆二者荷載分擔規律。

對數據處理時，分别計算底闆、牆底土壓力盒壓應力平均值，與牆底和底闆實際面積相乘，計算獲得牆底和底闆荷載分擔值和分擔比。盡管該方法會存在一定誤差，但對于定性比較底闆與牆底荷載分擔大小，可以作為參考。計算結果如圖16所示。

考慮到水平荷載作用下，底闆受力複雜，且存在零應力區，因此未統計計算水平荷載階段荷載分擔情況。

圖16 A和B組模型荷載分擔對比

由圖16可知，牆底和底闆荷載分擔數值均随着豎向荷載增大而增加，但荷載分擔比變化并不大，底闆荷載分擔比為95%～97%,而牆底荷載分擔比為3%～5%。由于牆側和牆端泥皮的存在，弱化了地連牆與圍岩協同受力作用，與A組模型相比，地連牆嵌岩效應降低，上部豎向荷載主要以底闆來承擔。

(1)豎向荷載作用下，地連牆複合錨碇主要由底闆、牆端和牆側承擔荷載，而泥皮的存在削弱了牆端和牆側與圍岩黏結強度，最終荷載作用下沉降為前者的2.46倍。水平荷載作用下，由于泥皮效應存在，底部圍岩承載能力無法充分發揮，以δ=0.96 mm水平變位作為承載力特征值控制标準，有泥皮時僅為無泥皮影響下的36.1%。因此，泥皮的存在顯著降低複合錨碇豎向和水平向承載力。

(2)底闆及牆底應力分布随着豎向及水平荷載施加不同階段而變化。在水平荷載施加階段，由于彎矩的作用，錨碇前端應力增大，後端降低；而底闆前後趾處，在地連牆與底闆接駁鋼筋作用下，于内部底闆邊緣處營造了應力低值區域。牆底和底闆荷載分擔數值均随着豎向荷載增大而增加，但荷載分擔比變化并不大，其中，底闆荷載分擔比為95%～97%,而牆底荷載分擔比為3%～5%。

(3)對于無泥皮影響的複合錨碇，由于嵌岩效應的存在，因此可充分發揮下部岩層承載能力，極限破壞模式以嵌岩地連牆發生“突然性的脆性破壞”為主要特征。而存在泥皮效應影響的複合錨碇，極限破壞時已發生較大變形量而無法繼續承擔荷載，包裹泥皮的嵌岩地連牆從岩層拔出，無法發揮嵌岩效應。

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