預應力錨索修復含微裂紋抗滑樁模型試驗研究

周云濤，石勝偉，蔡 強，張 勇，李乾坤，梁 炯，程英建

(1.中國地質科學院探礦工藝研究所，四川 成都 611734；2.中國地質調查局地質災害防治技術中心，四川 成都 611734)

滑坡是中國西部山區數量最多、造成人員財產損失最大的一類地質災害，抗滑樁作為一種可靠的加固措施[1]，已成為近幾十年來最為重要的滑坡防治技術之一。抗滑樁在服役過程中，長期受強降雨、地震、爆破、人類開挖等因素影響，產生變形甚至破壞現象，已演變成影響滑坡工程長期穩定的關鍵問題。如國道318線川藏公路二郎山1#滑坡治理工程，受雅安地震以及長期強降雨影響，1#—20#樁背后產生變形裂縫(圖1)，裂縫已超過30 cm；位于汶川縣璇口鎮的高速公路G317 K79+040段滑坡治理工程，由于最大剩余下滑力設計不足及滑面勘察失誤原因，該滑坡防治工程運營數年后發生變形問題(圖2)，1#和2#樁傾斜角度約6°，左側3#樁傾斜角度約4°，樁間板脫離樁體，并產生板間錯動、移位等變形。多數學者意識到了抗滑樁變形問題的嚴重性，如馮樹榮等[2]認為庫水位升降是影響庫岸工程抗滑樁變形的重要因素；沈康健等[3]分析了抗滑樁失效的破壞機制；肖燃[4]提出了地震條件下的抗滑樁破損特征，并提出了相關的修復技術，但對修復加固后的樁體水平承載力以及變形破壞特征、修復加固的樁體理論設計方法、修復加固后的滑坡穩定性評價等一系列問題研究尚不足。

圖1 二郎山1#滑坡治理工程樁后裂縫Fig.1 Cracks behind piles in the 1# landslide prevention engineering of the Erlang Mountain

圖2 汶川縣高速G317 K79+040段滑坡抗滑樁發生傾斜Fig.2 Inclined anti-sliding piles in the G317 K79+040 highway of Wenchuan

總結而言，致使抗滑樁產生變形破壞的原因可歸納為3個方面：(1)滑坡推力的增大；(2)樁體自身結構的設計缺陷；(3)嵌固段巖土體承載力不足?；峦屏Σ⒎欠€定不變的，長期受強降雨、地震、爆破、人為開挖等因素影響，均可增大滑坡推力，當荷載超過抗滑樁設計標準值，抗滑樁將產生裂紋[5-6]。同時，當抗滑樁設計截面面積過小，抗彎與抗剪能力不足，無法支擋現有的滑坡推力，抗滑樁將產生大變形。此外，樁體自由段長度過長，嵌固端巖土體滿足承載力條件時，抗滑樁因較長的自由段將產生樁頂的大位移現象。對于嵌固段巖土體承載力不足的情況，抗滑樁在滑坡推力作用下將產生整體傾斜甚至推倒的現象[7]。目前，常用的抗滑樁大變形修復技術有施加預應力錨索(或錨索框架)[3,7]、新增支擋工程[8]、裂縫注漿、排水[3]等，其中施加預應力錨索是修復含微裂紋抗滑樁最常用的手段，通過預應力錨索的施加，可起到控制樁頂位移、提高樁體承載力的作用。近年來，預應力錨索在抗滑樁修復工程中得到了越來越廣泛的應用，但目前關于大變形抗滑樁變形破壞特征、修復后的樁體工作性能、大變形抗滑樁的可修復程度尚缺乏系統全面的研究，實際工程仍然用錨拉樁的理論[9-10]對預應力錨索修復抗滑樁工程進行設計，顯然，這與工程實際應用不相符。

針對預應力錨索修復含微裂紋抗滑樁技術，采用大型物理模型試驗方法，研究抗滑樁修復前后承載力變化特征以及修復過程中的變形、破壞、內力情況，以此評價樁體工作性能及可修復程度，研究成果對于預應力錨索修復含微裂紋抗滑樁技術的推廣應用以及抗滑樁修復工程的設計具有指導意義。

1 試驗原理

本次試驗采用物理模型進行模擬，原型與模型之間相同物理量之比稱為相似比(λi)，即：

(1)

式中：i——任一物理量，下標“p”與“m”分別代表原型和試驗模型。

選取幾何相似比、密度相似比和應變相似比3個獨立變量推導其他物理量相似比。根據試驗條件和可操作性，本次試驗選取各相關物理量的相似比如表1所示。

表1 試驗模型物理量及相似比Table 1 Physical parameters and similitude ratio of the model test

本試驗主要研究含微裂紋抗滑樁的變形和破壞特征，不考慮樁體結構及其周圍土的相互作用特征，因此土體的相似比不是主控因素，可不進行相似比設計，而抗滑樁物理量應滿足相似條件。

2 模型試驗設計

2.1 試驗模型及裝置

試驗模型位于四川省江油市金光村一公路邊坡上，邊坡表面較為光滑，為順層灰巖質坡體。模型填筑于斜坡表面，模型順坡長4.0 m，寬3.4 m，高2.0 m。加載裝置為4個圓柱形千斤頂，通過傳力板對坡體進行施加荷載。千斤頂可提供1 000 kN壓力，由油泵施加油壓，油泵可提供最大穩定油壓50 MPa。千斤頂后緣修筑有反力墻，可提供200 t反力，滿足試驗需求。試驗模型如圖3所示。

圖3 試驗模型Fig.3 Model of test

2.2 坡體材料

試驗模型參照常見的順層巖土質滑坡?；w為黏性土，在金光村土質斜坡上就地取樣，篩分、風干后重新加水拌合，保證土體性質基本一致，對模型進行人工分層填筑夯實，擊實后的土體密度為2.1 g/cm3，含水量為18%；滑床為完整灰巖質基巖，巖體強度較高，微風化。設置一順層滑帶，采用雙層塑料薄膜均勻涂抹潤滑油進行模擬。試驗模型尺寸如圖4所示。

圖4 滑坡模型Fig.4 Model of landslide

2.3 抗滑樁模型

樁體原型截面尺寸為120 cm×150 cm，長度為15.0 m，樁周配20根Φ32鋼筋為主筋，箍筋采用雙肢Φ16，間距250 mm。按照表1的模型相似比進行設計，樁截面尺寸取為24 cm×30 cm，抗滑樁樁長取為3.0 m，其中懸臂段長2.0 m，嵌固段長1.0 m。采用C20標號混凝土預制，最大骨料粒徑為8 mm。樁周配4根Φ16鋼筋為主筋，箍筋采用雙肢Φ8，間距150 mm。根據配筋情況，原型抗滑樁抗彎剛度為8.25×106N·m2，模型樁實際抗彎剛度為1.44×104N·m2，按照相似比要求，模型樁的抗彎剛度應為1.32×104N·m2，誤差為8.3%，但在實際操作過程中尺寸與材料參數難以做到同時滿足相似關系，因此這個誤差是允許的。圖5為預制完成的抗滑樁模型。

圖5 抗滑樁模型Fig.5 Anti-sliding piles models

如圖5所示，抗滑樁橫向樁間距為1.0 m，抗滑樁嵌入到基巖內1.0 m，從左至右依次編號為1#、2#、3#、4#。錨索原型為5根Φ15.2錨索1束，按照表1的模型相似比進行設計，取單根Φ15.2錨索，設置于每根樁頂以下80 cm位置，錨索與水平面夾角為10°，錨索錨固段鎖固于基巖內，長2.0 m，自由段長3.2 m。

2.4 加載方案

加載方案分為抗滑樁變形加載和預應力錨索修復加載。抗滑樁變形試驗采用1 000 kN級千斤頂進行順坡向加載，手動控制油泵出油壓力，精度為0.1 kN。采用分級加載方式，每級荷載為5 kN，每級荷載施加后實時監測數據，待數據穩定后進行下一級加載，直至抗滑樁出現微裂紋為止。待抗滑樁產生微裂紋后，進行預應力錨索修復加載，采用數字化錨桿拉拔儀施加錨索預應力。同樣采用分級加載方式，每級荷載為5 kN，并實時監控測量數據，直至抗滑樁產生明顯裂縫為止。

2.5 量測系統

為了監測樁體在試驗過程中變形、破壞等特征，考慮邊界效應，對中間2#、3#抗滑樁前后鋼筋應變、混凝土應變、樁頂位移、樁后土壓力進行測量。鋼筋應變片與混凝土應變片每隔30 cm均勻布設，土壓力盒沿滑面依次向上每隔30 cm均勻布設，同時在樁頂部位設置位移計。應變片、土壓力盒、位移計布置縱斷面如6圖所示。

圖6 應變片、土壓力盒、位移計布置縱斷面圖(單位：cm)Fig.6 Profile showing strain gauges,soil pressure cells and displacement meters(cm)

3 試驗成果分析

3.1 樁體變形破壞與承載力分析

本次試驗獲得的2#、3#樁相關試驗現象基本相同，本文僅以2#樁為例進行試驗數據分析。圖7為滑坡荷載-樁頂位移特征曲線，表征了抗滑樁從嵌固端擠密、逐漸變形到破壞的整個過程。根據樁頂位移增長速率特征，把滑坡荷載-位移特征曲線分為3個階段，各階段的特征和反映的物理意義如下：

圖7 滑坡荷載-樁頂位移特征曲線Fig.7 Characteristic curve of the pile top displacement under the landsliding loading

(1)0A段：擠密階段，樁頂位移曲線非線性增加，曲線呈上凸型，該階段的樁頂位移不是樁身受彎產生的變形，而是抗滑樁與嵌固端內填充的水泥砂漿受擠壓產生的變形，此時樁身隨水泥砂漿擠密而發生整體偏轉，在初始加載過程中發現的樁體后緣與嵌固巖體脫離產生的微縫隙驗證了這一點。

(2)AB段：樁頂位移曲線近似線性增大，為彈性變形階段，A點為抗滑樁彈性變形起始點，對于2#樁，對應的彈性變形起始滑坡荷載為10 kN，對應的起始樁頂位移為3.3 mm。嵌固巖體與樁體之間的水泥砂漿擠密后，滑坡荷載可以完整地作用在樁身上，隨著荷載的增大，樁頂位移不斷線性增加，樁身未出現微裂紋或破壞現象，表征了抗滑樁樁體的彈性性能。

(3)BC段：破壞階段，樁頂位移曲線加速增大，曲線呈上凹型，抗滑樁產生微裂紋發生破壞，B點為彈性變形階段結束點，也是發生破壞的起始點，對于2#樁，對應的起始破壞荷載為70 kN，是起始彈性變形荷載的7倍，對應的起始破壞位移為9 mm，是起始彈性變形位移的2.7倍。該階段樁體超過了可承受的極限荷載發生破壞，破壞具有突發性。如2#樁與3#樁，當滑坡荷載施加至70 kN時，樁頂位移陡然增大，2#樁與3#樁均突然出現微裂紋，如圖8(a)與圖8(d)所示，2#樁裂縫長度達17.5 cm，3#樁裂縫長度達16.3 cm，裂縫出現在滑面以上5～10 cm處，基本沿滑面方向擴展。

圖8 抗滑樁破壞形跡Fig.8 Anti-slide piles failure evidence

已有研究發現[11-12]，在抗滑樁服役過程中，降雨、地震、人工開挖等因素改變了滑坡荷載，長期受滑坡推力作用抗滑樁將產生不同于抗滑樁設計階段的樁身位移?，F有的抗滑樁彈性理論[13]認為，抗滑樁為完全彈性體，破壞前變形處于彈性范圍內。因此，本次試驗采用預應力錨索修復大變形抗滑樁，將抗滑樁拉回一定位移，提高抗滑樁承載力，起到修復抗滑樁變形的作用。

圖9是預應力荷載-樁頂位移關系曲線，表征了施加錨索預應力修復抗滑樁過程中樁頂位移變化特征。圖9顯示，樁頂位移曲線隨施加的預應力荷載(修復力)非線性降低，與滑坡荷載-樁頂位移特征曲線(圖7)不同的是，預應力荷載-樁頂位移曲線含有多個平臺，滑坡荷載-樁頂位移特征曲線為光滑曲線，由此可以認為，滑坡荷載對抗滑樁的作用是連續的，荷載的施加伴隨著抗滑樁內力的實時改變，而預應力為集中力，抗滑樁變形存在儲能過程，具有荷載傳遞滯后現象。在預應力荷載0～240 kN之間，如圖10所示，隨著預應力的增大，2#抗滑樁滑面處的裂紋逐漸閉合，裂紋開度逐漸由2 mm閉合至0，顯然，在荷載達到抗滑樁極限承載力前采用預應力錨索修復抗滑樁變形是有效的；當預應力值達到240 kN時，抗滑樁滑面處的裂紋繼續擴展，如2#抗滑樁，圖8(a)與8(b)顯示，裂縫由17.5 cm擴展至20.5 cm。圖8(d)與8(e)顯示，3#抗滑樁裂縫由16.3 cm擴展至19.8 cm。與此同時，預應力錨索孔附近產生突發性裂紋，如圖8(c)與8(f)所示，2#、3#抗滑樁裂縫分別達到23.3 cm與20.5 cm，裂縫擴展方向近似平行于樁體橫截面方向，抗滑樁基本失去功能；預應力240 kN時對應的樁頂位移是1 mm，約為極限樁頂位移14 mm的92.86%，為預應力錨索修復抗滑樁的臨界值；當預應力值達到250 kN時，抗滑樁恢復到原始位置，當預應力值進一步增大，由圖9可知，錨索預應力難以將抗滑樁向內拉進，抗滑樁此時表現出了較強的抗力行為，分析其原因在于樁后的被動土壓力以及抗滑樁樁內靠近臨空面一側的鋼筋抗拉效應。試驗過程中發現，土體未發生破壞，表明隨著預應力值的增大，土體可提供的被動土壓力不斷增加，阻礙抗滑樁向后緣繼續變形。同時，鋼筋具有硬塑性能，抗滑樁在未施加預應力之前已接近屈服破壞，產生了較大的變形，而反向拉伸鋼筋則需要較大的預應力。因此，出現了抗滑樁恢復至原始位置后，樁頂位移不隨預應力改變的現象。

圖9 預應力荷載-樁頂位移關系曲線Fig.9 Pile top displacement curve with the anchor cable prestress

圖10 2#樁裂縫寬度隨預應力荷載變化曲線(樁長190 cm處)Fig.10 Variation in crack width of the 2# pile with the anchor cable prestress(position at the length of 190 cm)

由圖7與圖9荷載-位移曲線可以看出，在滑坡荷載作用下，圖7中B點為位移增長速率突變點，結合初始裂紋產生時對應的滑坡荷載，可以認為B點為抗滑樁極限承載力點，對應的荷載為70 kN，樁頂位移為9.0 mm。圖9荷載-位移曲線顯示，在預應力荷載作用下，抗滑樁滑面裂紋在閉合后再次開始擴展對應的荷載為240 kN，對應的樁頂位移為1.0 mm，表明荷載240 kN是施加預應力修復含裂紋抗滑樁所能承受的極限荷載，也是修復后抗滑樁能承受的“儲備荷載”。由此可見，施加預應力錨索大大提高了含裂紋抗滑樁的承載能力。

3.2 樁后土壓力分布特征

圖11是不同滑坡荷載下樁后土壓力分布，土壓力分布呈現為倒“M”形，分別在埋深50 cm與170 cm位置出現土壓力峰值。埋深0～20 cm位置處基本無土壓力，這與試驗觀測到的樁頂與土體脫空現象一致。從圖11可以發現，埋深110 cm位置處的土壓力值較小，土壓力曲線出現低谷，原因是，試驗中為了防止樁間土剪出，在樁后應用了擋土板，而110 cm對應的位置正是擋土板搭接位置，此處有1～2 cm的縫隙，滑坡荷載施加過程中，土體沿縫隙擠出，土壓力無法形成，因此出現了土壓力曲線低谷的現象，由此土壓力分布可修正為三角形，這與傳統的土壓力理論[14]是相符的。當滑坡荷載達到70 kN抗滑樁產生破壞時，樁后土壓力最大值出現在滑面以上30 cm位置，即埋深170 cm位置，土壓力值為0.19 kPa，而本次試驗設置的滑面位于200 cm位置。由此可見，在抗滑樁支擋條件下，滑面有向上轉移的趨勢，這與文獻[15]獲得的現象一致。

圖11 滑坡荷載下土壓力分布Fig.11 Soil pressure distribution under the landslide loading

圖12是不同錨索預應力下樁后土壓力分布，可以看出，土壓力分布基本呈現為倒梯形，在樁頂位置出現最大土壓力值，滑面位置出現最小土壓力值，最大土壓力值約為最小土壓力值的3.25倍。圖12顯示，當預應力較小時，如預應力為20 kN，土壓力分布與滑坡荷載下的土壓力分布(圖11)一致，而當預應力增大，如預應力大于100 kN后，土壓力分布由梯形轉變為倒梯形，土壓力峰值有向樁頂轉移的現象。從土壓力數值上可以發現，施加預應力后，樁后土壓力顯著增加，如滑坡荷載作用下的土壓力，抗滑樁破壞時對應的峰值土壓力為0.19 kPa，而施加預應力后，抗滑樁再次破壞時對應的峰值土壓力是0.91 kPa，增大接近5倍。由此表明，預應力作用于抗滑樁將改變樁后的土壓力分布形式，常見的傳統土壓力分布形式，如梯形、矩形分布等，不再滿足工程實際情況。

圖12 預應力荷載下土壓力分布Fig.12 Soil pressure distribution under the anchor cable prestress

在錨索預應力施加位置，即樁身以下80 cm部位，土壓力明顯高于相臨兩側的土壓力值，這是因為，錨索預應力為一集中力，預應力先作用于錨索孔位置的樁體，然后通過樁身內力傳遞致使抗滑樁變形，因此會在錨索孔位置產生應力集中現象，導致該部位土壓力高于相臨兩側的土壓力，這也解釋了施加預應力后抗滑樁在錨索孔附近產生裂紋(圖8c與圖8f)而在其他部位未產生裂紋的現象。

3.3 樁體彎矩分布特征

圖13是滑坡荷載作用下的樁身彎矩分布，可以看出，樁長0～150 cm位置，樁身彎矩較小，這與樁體整個加載過程中未產生任何裂紋一致。彎矩分布出現2個正彎矩峰值和1個負彎矩峰值，正彎矩峰值分別位于樁長170 cm與230 cm位置，負彎矩峰值位于樁長210 cm位置。當滑坡荷載達到70 kN時，最大正彎矩是124.03 N·m，最大負彎矩是-35.22 N·m，最大正彎矩是最大負彎矩的3.52倍，最大正彎矩對應的位置與樁體產生裂紋破壞的位置(圖8a與圖8d)相一致。圖13顯示，彎矩分布同時呈現出2個最小彎矩位置，分別為滑面位置，即樁長200 cm部位，以及滑面以下30 cm位置。同時，樁身彎矩分布近似為反“S”形，這與文獻[16]與[17]獲得彎矩分布一致，體現了樁土相互作用的非線性特征。

圖13 滑坡荷載下樁身彎矩分布Fig.13 Moment distribution of piles under the landslide loading

圖14是錨索預應力荷載下樁身彎矩分布曲線，在預應力40～200 kN，樁身彎矩分布與滑坡荷載作用下的樁身彎矩分布形式相同，當預應力增大至320 kN，樁身彎矩發生改變，在樁長80 cm位置出現1個正彎矩峰值，正彎矩峰值約為樁身最大正彎矩值的0.85倍，并且隨著預應力的增加，峰值有增大的趨勢，出現此現象的原因同樣是在80 cm位置施加的預應力集中力，與抗滑樁錨索孔位置出現的突發性裂紋(圖8c和圖8f)相對應。從樁身彎矩數值上可以看出，預應力40～200 kN之間，最大正彎矩出現在滑面以上30 cm位置，而超過320 kN后最大正彎矩出現在樁長80 cm位置，對應彎矩值為68.52 N·m，最大負彎矩出現在樁長210 cm位置，對應彎矩值為-79.63 N·m。對于樁長170 cm位置的彎矩值，隨著預應力的增大彎矩值不斷降低，當預應力增加至340 kN，樁體破壞，彎矩值接近于0，這與抗滑樁滑面處的裂縫不斷閉合的現象相符。由此可見，錨索預應力的施加降低了彎矩峰值，致使最大彎矩向錨索孔位置以及滑面以下10 cm位置轉移，該2處位置是采用預應力錨索修復抗滑樁的薄弱部位。

圖14 預應力荷載下樁身彎矩分布Fig.14 Moment distribution of piles under anchor cable prestress

4 結論

(1)滑坡荷載-樁頂位移特征曲線可分為擠密階段、線彈性變形階段與破壞階段3個過程，表征了抗滑樁從嵌固端擠密、樁身變形到破壞的整個過程；預應力荷載-樁頂位移關系曲線表明，采用預應力錨索修復大變形抗滑樁是有效的，施加預應力錨索可提高抗滑樁承載儲備能力。

(2)滑坡荷載作用下抗滑樁破壞發生在滑面以上5～10 cm位置，破壞具有突發性；錨索預應力作用下抗滑樁破壞發生于錨索孔位置，為拉破壞，并伴隨滑面位置裂紋的擴展。

(3)滑坡荷載下樁后土壓力呈正三角形分布，預應力錨索修復后土壓力呈倒梯形分布。

(4)錨索預應力的施加降低了彎矩峰值，致使最大彎矩向錨索孔位置以及滑面以下10 cm位置轉移，該2處位置是采用預應力錨索修復抗滑樁的薄弱部位。