懸臂抗滑樁加固邊坡地震動力響應模型試驗研究

姚愛軍，史高平，梅 超

(北京工業大學 巖土與地下工程研究所，北京 100124)

1 引 言

地震是邊坡及其抗滑結構失穩破壞的誘發因素，地震作用下邊坡及其抗滑結構的穩定性是巖土工程中十分關心的問題之一。我國是一個多地震的國家，處在兩大強地震帶上，各類建筑工程的工程地質條件復雜，以往的強烈地震在山區丘陵地區的城鎮居住區、道路、水工構筑物等區域產生了大量崩塌、滑坡等次生災害，給國家和人民的生命財產造成了巨大損失[1]。抗滑樁是邊坡加固治理中常用的技術措施，土巖復合邊坡是工程建設中最常見的邊坡結構類型之一。經災區調查情況可知，抗滑樁加固措施對提高邊坡穩定性具有良好效果。加強邊坡及其抗滑樁地震反應研究，揭示抗滑樁內力變化規律，探索抗滑樁抗震設計優化措施具有重要的工程意義[2]。

對抗滑樁結構進行研究的主要方法有模型試驗和數值分析。數值分析方法簡單、方便且投資少，但其精度主要依賴于樁-土相互作用參數、土體特性等參數的正確選取[3]。模型試驗根據需要具體工程設定，控制邊界條件、樁土材料特性，信息量大，可信度高，還可以對數值模擬進行驗證分析，但模型試驗也有自身的局限性，需要與其他研究手段相結合，以準確地分析抗滑樁應力-應變特性及變形過程[4－5]。在土巖復合邊坡的動力響應方面，特別是針對土巖復合邊坡類型和抗滑結構的地震反應的研究較少，進行大型振動臺模型試驗的報道就更少[6－8]。本文對土巖復合邊坡及其抗滑樁結構進行地震模型試驗，揭示邊坡及抗滑樁地震響應規律。

2 工程概況

試驗工程為四川省綿陽市涪江之畔科學城的某小區 1～6號樓西南側邊坡，邊坡長 170 m，高約13 m，屬典型的淺丘斜坡地段。據勘察資料及巖土工程勘察報告，選具有代表性的剖面進行研究，選取的斷面包括3層土：層①素填土（Q4 ml），層②黏土（Q3 bl），層③粉砂質泥巖（K1C）。巖土工程參數，素填土：γ=18.5 kN/m3，c=9.8 kPa，φ= 12.4°，黏土：重度γ= 19.6 kN/m3，黏聚力c = 39.2 kPa，內摩擦角φ= 12.6°；粉砂質泥巖：γ= 24.6 kN/m3，c = 88.4 kPa，φ= 30.2°。工程地質剖面圖如1所示，試驗過程中將邊坡模型進行簡化，具體尺寸示意圖如圖2所示。

圖1 工程地質剖面圖(單位：m)Fig.1 Engineering geological profile(unit: m)

圖2 邊坡和加速度計示意圖（單位：mm）Fig.2 Sketch of slope and accelerometer(unit:mm)

3 試驗模型與條件

3.1 試驗條件

試驗在北京工業大學結構實驗室的大型振動臺上進行，振動臺臺面尺寸3 m×3 m，最大承載重為10 t，最大加速度為1 g。本試驗選取20 m長邊坡進行模擬試驗，試驗比例尺（1/n）為1/20。試驗邊坡模型高 0.685 m，長 1 m。抗滑樁截面尺寸為75 mm×100 mm，高57 cm。裝載邊坡的模型箱選用自行設計長×寬×高為2 m×1 m×1 m的有機玻璃模型箱，可以減少巖土體與箱壁的摩擦，在試驗過程中也便于觀察巖土體內部變化。在模型箱內壁涂以潤滑劑，并在底部鋪設1 cm厚的泡沫，以減少反射波的影響，將邊界影響降到最低。

3.2 試驗模型制備

試驗用邊坡模型根據相似定律進行設計，根據相似理論可知，模型的幾何相似是現象相似的先決條件，因而在模型設計中把幾何相似關系作為基本條件。試驗中所取的相似比是，模型︰原型=1︰20，根據模型試驗相似理論原理，計算得出邊坡模型材料的參數為，素填土：密度ρ= 1.89 g/cm3，c = 0.49 kPa，φ= 12.4°；黏土：ρ= 2 g/cm3，c = 1.96 kPa，φ= 12.6°；粉砂質泥巖：ρ= 2.51 g/cm3，c = 4.42 kPa，φ= 30.2°。結合多組直剪試驗，并通過正交試驗設計，確定邊坡材料的配比（均為體積比）為①底層粉砂質泥巖：細沙︰水泥粉︰水=15︰1︰4，②中層黏土：粉土︰膨潤土︰水=15︰2︰1，③頂層素填土：直接選用粉土。

對于混凝土抗滑樁的模擬，若按與原型同樣強度的水泥砂漿制作，實際制作往往很困難，對于承受以水平荷載為主的抗滑樁，應按樁身橫向抗壓剛度相似要求選用模型樁。如果直接使用鋼筋混凝土來制作模型樁的話，對樁截面尺寸為1.5 m×2 m的混凝土抗滑樁，設計的模型樁樁寬度只有不到 10 cm，制作將非常困難，所以需采用其他相似材料來制作混凝土抗滑樁的模型。

本試驗為定性分析實驗，且為了易于分析抗滑樁的內力變化，選取松木為抗滑樁材料，底部嵌固于粉砂質泥巖層，以模擬嵌巖懸臂抗滑樁，見圖3。

3.3 傳感器的布設

振動臺臺面布置1個加速度計，記錄輸入到振動臺臺面的地震波加速度時程，邊坡坡體內共埋設了9個微型加速度計，記錄邊坡內部不同位置的地震響應過程，邊坡模型的幾何尺寸及加速度計位置見圖2。

圖3 嵌巖懸臂抗滑樁Fig.3 Embedded in the rock cantilevered sliding piles

試驗采用單排抗滑樁加固邊坡頂部，樁間距為4倍的樁寬，即300 mm，在中間的1根抗滑樁的樁身外側粘貼6對應變計，左右兩側對稱布置，圖4為應變在抗滑樁上的布置位置（S1～S6為應變計編號）。應變計測定了抗滑樁不同位置（S1～S6）的軸向應變時程。

圖4 抗滑樁應變計布置（單位：mm）Fig.4 Arrangement of strain gauge of pile(unit: mm)

3.4 地震波的選用

為了系統地研究嵌巖懸臂抗滑樁的抗震性能，選擇汶川地震重華鎮波(51 JYC)東西方向的地震記錄作為地震輸入。地震發生于四川省重華鎮，北緯31.956°，東經 103.400104.985°，地震發生時間是2008年 5月 12日 14︰28︰04，地震記錄持續250 s，最大加速度峰值為0.281 g。圖5為其加速度時程曲線。

圖5 重華鎮地震波Fig.5 Earthquake motion of Chonghua town

4 試驗結果及分析

試驗共有2組，受振動臺性能限制，本試驗選取最大加速度峰值附近20 s作為試驗用波。第一組試驗過程中，將原波壓縮和放大，分別將加速度最大峰值控制在0.1 g、0.2 g、0.3 g、0.4 g，依次在振動臺臺面輸入，觀察不同加速度峰值邊坡的破壞，分析邊坡內部加速度和樁身應變的地震響應規律。第二組試驗將抗滑樁取出，留下自然邊坡，再按照第一組試驗地震波的輸入順序輸入地震波，觀察自然邊坡的破壞形態，和第一組試驗進行對照。

4.1 邊坡表觀變化

第一組抗滑樁加固邊坡模型依次輸入地震波的過程中，輸入加速度峰值0.1 g的地震波后，邊坡基本無變化；輸入加速度峰值0.2 g的地震波后，邊坡兩側斜坡部分對稱出現細微裂縫；輸入加速度峰值0.3 g的地震波后，兩側裂縫增多加長，坡體頂面出現零散細微裂縫，少量土體下滑；輸入加速度峰值0.4 g的地震波后，坡體頂部零散裂縫貫通在一起，并與兩側裂縫連接，最大縫寬 5 mm。坡體有滑移趨勢，滑落土體增多，坡頂沉降明顯，抗滑樁防護范圍內的邊坡上部相對于兩邊壁土體略有凸起，表明了抗滑樁的局部加固效果。第二組自然邊坡模型輸入加速度峰值0.1 g的地震波后，即出現明顯裂縫，土體滑落，隨著地震波峰值增大，裂縫增多加長加寬，土體滑落明顯，邊坡滑移，最終邊坡破壞，見圖6。

圖6 自然邊坡破壞形態Fig.6 Failure pattern of natural slope

通過兩組試驗對比，懸臂抗滑樁加固后的邊坡在地震作用下的破壞遠遠小于自然邊坡，穩定性明顯優于自然邊坡，說明懸臂抗滑樁起到了良好的邊坡加固效果。

4.2 加速度地震響應分析

邊坡土體內部放置的加速度傳感器測定了不同位置的地震響應曲線，圖7為典型部位的加速度計量測的時程曲線，圖中A1～A9為加速設計。

圖7 邊坡不同部位的地震響應曲線Fig.7 Response curves of acceleration history in the slope

分別對比加速度計A1、A4、A7、A9的加速度峰值，A2、A5、A8的加速度峰值和A3、A6的加速度峰值，得到A1、A4、A7、A9所測量的加速度峰值依次增大，如圖8中A1、A4、A7、A9的加速度峰值比較所示。A2、A5、A8三個加速度計所測量的加速度峰值依次增大，A3、A6兩個加速度計所測量的加速度峰值依次增大，相同的規律說明，邊坡在地震過程中不管是水平部分還是斜坡部分的加速度反應都隨著高程的增加出現放大效果，邊坡頂部的加速度峰值最大。

圖8 加速度峰值比較圖Fig.8 Comparison of peak accelerations

在懸臂抗滑樁附近的A2、A5、A8和A3、A6的放大效應沒有A1、A4、A7、A9明顯，說明懸臂抗滑樁附近的地震反應受到抑制，這是因為懸臂抗滑樁的加固效應和樁間土體成拱作用，使附近土體的動力響應受到限制，使得該位置的加速度幅值相對較小。對比A2、A3和A5、A6的加速度峰值，得到A3、A6的加速度峰值分別略小于A2、A5的加速度峰值，說明樁前土體的地震響應略小于樁后土體，懸臂抗滑樁對斜坡地震響應有減弱作用。對加速度的分析表明，采取懸臂抗滑加固可以限制邊坡的動力響應，減弱起控制作用的斜坡地震反應。

4.3 樁身應變地震響應分析

應變計測定了抗滑樁不同位置（S1～S6）的軸向應變時程，該時程可以反映出懸臂抗滑樁不同位置的彎矩時程，得出懸臂抗滑樁樁身彎矩變化規律。圖9為懸臂抗滑樁壓應變時程曲線。式（1）表示出應變和彎矩的關系，由于彎矩的變化規律和壓應變的變化規律相一致，所以，壓應變的變化曲線可反映樁身彎矩的變化。

式中：εs、εc為樁身截面平均拉、壓應變；h為樁身截面高度；ρ為樁身截面平均曲率半徑；E為樁身材料彈性模量，松木取10 GPa；I為樁身截面慣性矩；M為樁身截面彎矩。

圖9 抗滑樁應變時程變化Fig.9 Strain history of pile

圖9中曲線不考慮震前樁身的靜力應變，只表現出了抗滑樁震前和震后的動力所產生的應變。抗滑樁底部的 S1、S2位置的應變很小，幾乎不產生彎矩，這是因為 S1、S2嵌固于粉砂質泥巖層內，幾乎相當于懸臂梁的固定端，不會產生應變，S3應變突然變大，且應變最大，說明S3位置彎矩最大，S3位于滑坡帶以上，抗滑樁上半部分受到了由于地震產生的滑坡土體的推力，使抗滑樁 S3位置以上受彎。S3、S4、S5、S6應變依次減小，說明樁身彎矩依次變小，這是因為隨樁身高度增加，所受的滑坡土體推力減弱，彎矩變化規律類似于懸臂梁的懸臂部分受到不均勻荷載產生的彎矩變化。震后懸臂抗滑樁樁身應變隨高度的變化規律如圖 10所示。

圖10 抗滑樁應變示意圖Fig.10 Sketch of strain of pile

5 結 論

（1）地震作用下自然邊坡模型破壞嚴重，而懸臂抗滑樁加固邊坡模型未出現明顯破壞，邊坡穩定性良好，懸臂抗滑樁起到一定的邊坡加固效果。

（2）地震過程中邊坡內部地震加速度自下而上逐漸放大，邊坡頂部放大效果達到最大；懸臂抗滑樁的加固效應和樁間土體成拱作用使附近土體的動力響應受到限制。

（3）懸臂抗滑樁的嵌固端與懸臂部分分界面隨著地震波的輸入應變急劇增大，懸臂部分隨著高度增加應變減小，反映了懸臂抗滑樁彎矩的“凸”形分布規律。

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