王德华　吴祚菊　张建经　蒋永林

摘要： 强震引起支护结构失效、边坡失稳的事故频发，因此对边坡支护结构进行抗震性能分析具有重要价值。以四川省乐山市风池山某边坡支护工程为背景，选取该边坡地层分布较为不均匀及存在薄弱夹层的典型剖面，建立了未支护结构和支护结构的振动台试验模型，对比分析了支护结构对边坡抗震性能影响，其中，支护结构综合采用了矩形格构框架梁、预应力锚索、抗滑桩等多级组合支护形式。试验中充分考虑了边坡土层非均质性，以及薄弱夹层对计算结果的影响，得出了一系列关于坡面位移、坡体加速度，以及支护结构动力响应等方面的重要结论。

关键词： 非均质边坡; 支护结构; 抗震性能; 振动台试验

中图分类号： U416.1+4; U417.1  文献标志码： A  文章编号： 1004-4523（2019）03.0404.11

DOI：10.16385/j.cnki.issn.10044523.2019.03.004

引 言

强震中支护结构的失效破坏会引起边坡失稳，对人类的生命财产构成威胁[12]。对支护结构地震动响应及抗震设计是当前岩土地震工程中热点和前沿问题，特别是高烈度地区边坡支护结构的设计应考虑支护结构抗震性能，其中，对边坡支护结构地震响应、变形破坏机理的研究是抗震优化设计的基础。然而，由于缺乏实震观测资料，很难依靠有限的震害资料进行抗震优化设计，因而具体抗震设计往往依靠地区经验且偏保守[34]。

目前，尽管边坡地震稳定性方面的研究较多[59]，而针对边坡支护结构抗震性能方面的研究，尤其是多级、多种支护结构组合形式下高边坡抗震性能方面的研究则较少[1014]，现有研究如Richards等[10]对地震作用下加筋土挡墙上压力分布进行了理论研究;文畅平等[1112]通过振动台试验研究重力式挡墙、格构锚索支护边坡的地震动响应;董建华等[1314]采用有限元分析土钉支护边坡动力响应。然而，针对地层结构复杂、多条软弱结构面存在的高陡边坡，如何有效发挥组合结构中各结构的最大效用这一问题，目前主要依据规范进行设计，而针对具体实际工程，考虑边坡土层的非均质性，分析多级组合支护结构高边坡抗震性能方面尚未见相关研究报道。此外，相对于理论计算和数值模拟，大型振动台试验更能够有效地再现复杂的土体非线性特性及模型边界条件，且在展现较为真实的土体变形及场地响应方面具有较大优势[1518]。

为此，本文以四川风池山某实际边坡支护工程为背景，采用相似设计，概化并建立多级组合支护结构加固边坡的振动台试验模型，同时设置未采用支护结构加固的原状边坡，对比分析两种边坡的变形、受力等动力响应特性，重点探讨了组合支护结构中各单一结构的受力形式及变形模式，以便为实际边坡支护工程，提供更为经济适用的抗震设计方法及更准确的计算依据。

1 模型设计

本文以四川省风池山边坡支护工程为背景，选取地层分布较为不均匀及存在薄弱夹层的典型剖面进行支护结构对边坡抗震性能影响分析。模型中邊坡剖面形态、土层分布及支护结构形式与工程实际一致，考虑了边坡土层非均质性以及薄弱夹层对计算结果的影响。

1.1 模型概化

根据实际地层，边坡土层包括四个非均质岩土层、两个泥化夹层和一个强风化带，如图1所示。地层由下至上分别为粉砂质页岩、下覆泥质页岩、强风化泥质页岩以及表层第四系土层。其中泥化夹层和强风化带均为厚度极薄的夹层，若严格按照相似比进行设计则在模型中难以制作厚度过小的土层，且若土层厚度过小则会削弱软弱夹层对斜坡响应的特性，为了突出软弱夹层的重要意义，本概化模型中将软弱夹层和强风化带均设置为具有一定厚度的软弱结构面。该概化模型的原型后缘高度为165 m，坡脚处高度为20 m，前后长度为345 m，平均坡度为37°，在坡面每10 m高度处设置了23 m宽的马道。此外，原型边坡场地中地下构造裂隙水发育，平时地下水位埋深较深，为1020 m之间，当出现持续性大暴雨时，水位可上涨210 m。

基于地勘部门对原型现场的前期地质勘查，边坡的潜在滑面主要有两条泥化夹层和一条强风化带组成（见图1虚线位置），对此，原型典型边坡的支护结构设计如图2所示，该边坡剖面采用了矩形格构框架、预应力锚索和抗滑桩三种支护形式，三种不同支护结构在边坡治理中发挥出各自的优势，组成一种复合支护形式。各支护结构设计参数如下：

（1）矩形格构框架：格构梁截面尺寸0.6 m×0.6 m，埋入坡面以下0.3 m，水平间距2.5 m，沿坡面垂直间距2 m，底梁截面尺寸0.8 m×1.0 m，埋入坡面以下0.6 m。

（2）预应力锚索：由5束Φ15.2钢绞线制作，锚索长度由锚固点处潜在滑面埋深确定，锚固段需置于潜在滑面之下，锚固段长7 m，该工程中预应力锚索的锚固段主要位于中风化泥质页岩，抗拔力设计值400 kN。

（3）抗滑桩：边坡中部马道处抗滑桩，记为I排抗滑桩，长30 m，截面3 m×2 m，其中短边垂直于边坡剖面，桩间距5 m，桩底嵌入软弱滑移面以下15 m;坡底马道处抗滑桩记为II排抗滑桩，桩长16 m，截面3 m×2 m，其中短边垂直于边坡剖面，桩间距6 m，嵌入软弱滑移面以下10 m，自由段长6 m。

（Unit： m）2 振动台模型试验设计〖2〗2.1 振动台概况  模型试验是在中国核动力研究设计院的大型振动台上进行的，该试验模拟了地震对边坡支护结构的影响。该振动台有6个自由度，台面尺寸长和宽均为6 m，最大承重600 kN，水平和垂直两个方向的最大位移分别为±15 cm和±10 cm，满载时水平和垂直两方向的最大加速度分别可达到1g和0.8g，施震频率范围为0.180 Hz。振动台及模型如图3所示。

2.2 模型相似设计

振动台试验是一种以相似定律为基础的比尺模型试验技术。以四川北部风池山某核废料处置单元所处的边坡场地为参考原型进行模型试验的相似设计，采用基于量纲分析法的Buckingham的π定律，确定该振动台试验所涉及的关键物理量，包括：长度L、重力加速度g、密度ρ、应力σ、弹性模量E、黏聚力c、内摩擦角φ、力F、时间t、频率f等10个物理量，其各自的质量系统量纲如表1所示。

得到各物理量与基本物理量之间的相似常数表达式之后，即可通过基本物理量相似关系求出各物理量的相似常数。对此，本次试验模型比尺选为100，即原型与模型的几何尺寸相似比CL=100;试验中原型的重力加速度与模型的比值为Cg=1;此外，模型中选用与原型材料特性一致的土体进行建模，即模型土与原型土的密度保持一致，其相似常数为Cρ=1。因此，根据表 3中物理量相似常数关系式可得该模型中所有物理量的相似常數，如表4所示。

根据相似关系，模型高度1.65 m，长3.5 m，宽1 m，如图4所示。此外，按照相似关系，预应力锚索的模型尺寸过小，在模型制作中难以实现，需要根据抗拉刚度进行换算，即将多根距离相近的预应力锚索折算成单根进行设计，折减后的锚索根数如图4所示。此外，坡面矩形格构框架同样进行近似折算。

本试验采用了自制的刚性模型箱，由于模型尺寸限制，当输入动力激励时，模型土的动力响应在刚性边界处存在明显的边界效应，即波的反射干扰土体中剪切波的传播，因此，需要对刚性边界进行处理，本模型试验模型箱的侧壁设置了3 cm厚的内衬泡沫垫层，以此模拟模型的吸收边界。此外，该泡沫垫层处理方法的合理性及有效性在正式试验之前进行了检验，具体操作为：模型填筑时，在靠近模型箱侧壁5 cm处设置了加速度传感器，完成模型填筑后，利用振动台在模型底部输入不同幅值的随机波，并对比模型中部与边界处的加速度传感器所检测的加速度响应，对比两者峰值，以此评估边界处理的有效性。试验结果表明，模型中部与边界处加速度响应峰值基本相同，即该处置方法合理有效。当试验结果显示中部与边界处波型不一致时，应重新调整泡沫垫层的材料及厚度，直至满足要求为止。

2.3 模型材料参数

模型中表层第四系土层采用碎石与膨润土混合模拟;强风化泥质页岩采用过筛粉质黏土夹碎块石模拟，过筛粒径为8 mm;软弱夹层与强风化带形成的软弱结构面厚度设置为2 cm，采用非饱和状态的软黏土模拟，通过控制软黏土的含水量来调节软弱结构面的抗剪强度;下覆泥质页岩采用黏土、河沙和水混合所制，混合比为1∶1.5∶0.35;粉砂质页岩采用黏土、石膏、重晶石粉和水按质量比5∶3∶2∶1.4配制而成。抗滑桩通过抗弯刚度相似设计，采用水泥砂浆配制，界面尺寸为3 cm×4.5 cm，Ⅰ排桩和Ⅱ排桩的模型长度分别为30 cm和16 cm;格构梁采用PVC塑料板模拟，截面尺寸为1.5 cm×2 cm;锚索采用薄铁片来模拟，截面尺寸为5 cm×0.3 cm。材料参数具体如表5所示。

2.4 输入地震动

本试验选择ElCentro波作为输入激励，分x和y两个方向共同输入，输入峰值依次为0.1g，0.3g，0.5g，0.7g和0.9g，经过基线校正的ElCentro波的原型加速度时程如图5所示，输入到模型中采用了按相似关系压缩了10倍的振动波，即输入模型的持时为4 s。

2.5 施震工况

本次模型试验共有两组对比模型，分别为未包含支护结构的原状边坡和包含支护结构的加固边坡，模型试验的地震波采用ElCentro波，且输入加速度幅值分为0.1g，0.3g，0.5g，0.7g和0.9g等5个等级，具体试验工况如表6所示。

2.6 监测点布置

本试验模型包含未加固和加固模型，形成对比试验，按照相似比设计，模型尺寸示意图如图4所示。其中，未加固和加固模型的几何尺寸一致，加速度和位移测点布置相同，包含17个加速度测点和7个激光位移计测点，两者的不同在于未加固模型中不包含支护结构。此外，本模型中在每根锚索（薄铁片）上布置了轴力计，共7个，从下向上编号依次为Z1Z7，以此监测锚索的轴力变化情况，轴力计为YBY300型拉力传感器，量程为300 N。模型中弯曲应变片由两个应变片接入同一电桥中，经过数据校核，最终输出的电压值可直接转换成为弯矩值，编号如图6所示。其中，经过特殊处理的是：由于桩顶和桩端位置处具有明显的应力集中，在实际应变测试时，桩身两头的变形具有测不准的现象，因此根据试验经验， 在桩顶和桩端预留出1倍桩径的距位移为坡面变形甚至破坏最直观的参数之一，也是边坡工程设计中最为关心的参量。本模型试验沿边坡坡面从下到上共布置了7个位移监测点，如图4所示，用来监测未加固边坡和加固边坡坡面的地震位移响应。分别提取输入加速度峰值为0.1g，0.3g，0.5g，0.7g和0.9g的工况下未加固边坡和加固边坡的峰值位移和残余位移如图7和8所示。

图7和8分别为坡面各测点在不同输入加速度峰值（PGA）下的峰值位移和残余位移分布曲线图。结合两图，未加固边坡和加固边坡在不同地震作用下的坡面位移响应不同，未加固边坡的坡面存在3条软弱结构面滑出口，从下向上依次记为1#，2#和3#，其中1#位于坡脚位置，2#和3#相邻较近，位于坡腰位置。从位移响应可以看出，当PGA≤0.3g时，3条软弱结构面滑出口的变形差异较小，特别是残余变形，表明当输入PGA较小时，该边坡的潜在滑体尚未发生明显的局部破坏，可以保证上下整体运动，而当PGA>0.3g时，未加固的原始边坡开始发生大变形，且3个软弱结构面滑出口处的位移响应差异逐渐增大，直到当PGA=0.7g时，原始边坡从2#软弱结构面滑出口位置滑出，发生了破坏，坡面破坏后D1和D2测点被滑体掩埋，因此只有峰值位移没有了残余位移。

对于加固后的边坡，当输入PGA<0.7g时，坡面变化较小，且从下至上均匀增加，无明显的局部破坏现象;而当PGA>0.7g时，坡脚变形仍然较小，坡面中部及上部发生较大变形，其中坡腰中部位移较小的拐点位于3#软弱结构面滑出口处，此处距坡脚高度70 cm（I排抗滑桩桩布置位置），表明此处的抗滑桩可以有效地控制住滑面的变形，以此控制了未加固边坡中表现出最弱的2#软弱结构面滑出口（距坡脚60 cm高）的变形;此外，当输入地震动较大时，D3位置（2#软弱结构面滑出口）仍然出现了局部鼓胀，即I排抗滑桩桩前土在地震作用下沿着软弱结构面滑出现滑动，但是受到锚索和框架格构的约束，仍未发生滑出破坏;对于I排抗滑桩桩后上部坡面的滑体，其滑出口被抗滑桩阻挡，因此其潜在破坏模式由剪切滑动破坏变为在水平地震动作用下向坡外运动，即与边坡本体之间为拉裂破坏，在锚索及矩形格构共同约束作用下，滑体仍未发生破坏，其中顶部水平位移最大。

总之，未加固边坡随着输入PGA的增加，边坡最危险的位置在2#软弱结构面滑出口处，且随着高度增加，坡面水平位移随之增加;加固边坡的最大位移主要分布在2#软弱结构面滑出口处和坡顶位置处。为了进一步讨论坡面位移随着输入PGA增加的变化趋势，提取坡面关键位置在不同输入地震动工况下的峰值位移和残余位移响应，如图9和10所示。其中，D1，D3和D4分别位于软弱结构面在坡面的滑出口处，为重点观测区域;同时，D1和D4为两排抗滑桩的布置点，属抗滑桩变形的关键测点; 此外，D7位于滑体顶部，其变形一般较大，能够反映边坡滑体的整体变形特性，为边坡重点监测点之一。

图9和10可以看出，未加固和加固坡面均随着输入PGA的增加而增大，且位移增大斜率与坡高成正比，坡脚位置处的位移增长幅度较小，而随着高度增加，位移增幅变大。由于缺少未加固边坡在大震下的位移参数，此处无法完整对比未加固边坡和加固边坡的位移变化趋势，由已有的部分数据表明，未加固边坡位移增长幅值大于加固边坡的。

（2）加速度响应

坡体的加速度响应分析的主要指标为加速度放大系数，定义加速度放大系数为坡体某监测点加速度峰值与模型底部（A0）输入加速度峰值之比，未加固边坡和加固边坡两模型的坡面加速度放大系数沿高程分布如图11所示。

图11（a）和（b）分别为未加固边坡和加固边坡的坡面加速度放大系数分布曲线，其中未加固边坡坡面加速度放大效应小于加固边坡，且未加固边坡坡面加速度放大系数沿高程增长存在多个拐点，而加固边坡的放大系数沿高程呈近似线性增长趋势。这是由于未加固边坡坡面受滑体变形影响，整体刚度较低，对高频为主的加速度响应较小，且分布多条软弱结构面削弱地震波的传播，因此表现在坡面时则整体偏小，特别是软弱结构面滑出口位置处的加速度放大系数明显较小，这也是未加固边坡坡面出现拐点的原因。而对于加固边坡，由于支护结构的存在，滑体与边坡本体之间的连接力较强，边坡坡面整体性较好，刚度提高，因此加速度波通过支护结构将地震波传递至坡面，导致坡面加速度响应较大且呈线性增长趋势。因此，对于加固边坡，支护结构将边坡位移减弱的同时，边坡上的响应加速度峰值响应较大，这对坡面上的结构水平受力造成不利影响，需要特别注意，在设计加固后坡面结构物时按照原状边坡所得的计算参数需要提高响应安全储备。

图12为边坡内部断面的加速度放大效应分布曲线，该断面由A0A14A13A12A11A10等6各测点组成，从下至上穿过4层土层和1条软弱结构面。图12（a）和（b）表明未加固边坡和加固边坡在坡内的加速放大效应基本一致，主要区别在表层土体的响应差异，与坡面响应差异原理类似，加固边坡的坡面刚度增加，坡体整体性增强，加速度响应增大。此外，图12（a）中加速度放大曲线随着输入地震动峰值的增加，放大系数整体减小，而图12（b）中加固边坡则变化不大，这是由于未加固边坡的滑体对坡体本体的地震动响应存在影响，滑体动力响应减小后，对本体的动力反作用相应减小，边坡本体内部所承受的外力荷载减小，进而边坡整体的加速度响应峰值随之减小。类似地，当边坡被加固之后，滑体在地震作用下的动力响应增加，相应地，滑体对边坡本体的动力响应产生影响，从而导致边坡整体的加速度放大效应更加明显。此时，若边坡内部存在某重要地下结构，如隧道或深基础等结构物，则需要考虑边坡支护对这些结构物的抗震响应影响。

3.2 锚索轴力响应

锚索作为该边坡支护工程中的重要结构之一，其在地震作用下的轴力变化特性少有研究。对此，沿边坡坡面从坡脚向上依次选取锚索轴力峰值，绘制图13（a），共有7根锚索，从下向上依次编号为M1M7，锚头高度分别为44，55，68，78，95，112，127 cm，假设锚索自由段不受边坡土体影响，其自由段轴力值沿长度方向不变。

由图13（a）所示，锚索峰值分布在坡顶附近，且坡腰和坡腳附近锚索轴力存在极小值拐点，图中两个拐点分别位于M2和M5位置处，这两个位置处于两排抗滑桩桩后附近，特别是M5，紧邻I排抗滑桩。这是由于抗滑桩在抵抗滑坡动力运动方面起到了明显的作用，对此抗滑桩桩后小范围内滑体的动力被抗滑桩大幅度抵消，因此该区域内锚索受力较小。此外，相对于M2，M1更靠近II排抗滑桩，而M1的轴力相对M2稍大，这是由于坡脚处1#软弱结构面滑出口较浅，II排抗滑桩对其抵抗作用受限，滑体下滑的部分推力需要被M1抵抗，因此，M1受力较大，且随着输入地震动峰值的增长，M1受力增长趋势也较大，如图13（b）所示。

此外，图13（a）说明M6所受轴力最大，在坡面受力中起到了控制作用，这是由于M6锚索自由段较长，所承担的滑体厚度较大，同时从图10中加速度峰值响应中可知此处加速度峰值较大，即较大体积的滑体和响应加速度峰值导致此处锚索所受轴力剧增。由于M6承担了上部滑体的主要推力，M7的轴力响应稍有减小，但相对于其他锚索仍然较大。对于I排桩高度以下的下半部分边坡而言，最大锚索轴力发生在M4，此处主要是被两条软弱结构面影响，特别是2#结构面的滑出口处坡体强度较小，变形较大，对锚索受力影响较大。