预应力锚索修复含微裂纹抗滑桩模型试验研究

2019-08-14周云涛石胜伟李乾坤程英建

水文地质工程地质 2019年4期

周云涛，石胜伟，蔡强，张勇，李乾坤，梁炯，程英建

(1.中国地质科学院探矿工艺研究所，四川成都 611734；2.中国地质调查局地质灾害防治技术中心，四川成都 611734)

滑坡是中国西部山区数量最多、造成人员财产损失最大的一类地质灾害，抗滑桩作为一种可靠的加固措施[1]，已成为近几十年来最为重要的滑坡防治技术之一。抗滑桩在服役过程中，长期受强降雨、地震、爆破、人类开挖等因素影响，产生变形甚至破坏现象，已演变成影响滑坡工程长期稳定的关键问题。如国道318线川藏公路二郎山1#滑坡治理工程，受雅安地震以及长期强降雨影响，1#—20#桩背后产生变形裂缝(图1)，裂缝已超过30 cm；位于汶川县璇口镇的高速公路G317 K79+040段滑坡治理工程，由于最大剩余下滑力设计不足及滑面勘察失误原因，该滑坡防治工程运营数年后发生变形问题(图2)，1#和2#桩倾斜角度约6°，左侧3#桩倾斜角度约4°，桩间板脱离桩体，并产生板间错动、移位等变形。多数学者意识到了抗滑桩变形问题的严重性，如冯树荣等[2]认为库水位升降是影响库岸工程抗滑桩变形的重要因素；沈康健等[3]分析了抗滑桩失效的破坏机制；肖燃[4]提出了地震条件下的抗滑桩破损特征，并提出了相关的修复技术，但对修复加固后的桩体水平承载力以及变形破坏特征、修复加固的桩体理论设计方法、修复加固后的滑坡稳定性评价等一系列问题研究尚不足。

图1 二郎山1#滑坡治理工程桩后裂缝Fig.1 Cracks behind piles in the 1# landslide prevention engineering of the Erlang Mountain

图2 汶川县高速G317 K79+040段滑坡抗滑桩发生倾斜Fig.2 Inclined anti-sliding piles in the G317 K79+040 highway of Wenchuan

总结而言，致使抗滑桩产生变形破坏的原因可归纳为3个方面：(1)滑坡推力的增大；(2)桩体自身结构的设计缺陷；(3)嵌固段岩土体承载力不足。滑坡推力并非稳定不变的，长期受强降雨、地震、爆破、人为开挖等因素影响，均可增大滑坡推力，当荷载超过抗滑桩设计标准值，抗滑桩将产生裂纹[5-6]。同时，当抗滑桩设计截面面积过小，抗弯与抗剪能力不足，无法支挡现有的滑坡推力，抗滑桩将产生大变形。此外，桩体自由段长度过长，嵌固端岩土体满足承载力条件时，抗滑桩因较长的自由段将产生桩顶的大位移现象。对于嵌固段岩土体承载力不足的情况，抗滑桩在滑坡推力作用下将产生整体倾斜甚至推倒的现象[7]。目前，常用的抗滑桩大变形修复技术有施加预应力锚索(或锚索框架)[3,7]、新增支挡工程[8]、裂缝注浆、排水[3]等，其中施加预应力锚索是修复含微裂纹抗滑桩最常用的手段，通过预应力锚索的施加，可起到控制桩顶位移、提高桩体承载力的作用。近年来，预应力锚索在抗滑桩修复工程中得到了越来越广泛的应用，但目前关于大变形抗滑桩变形破坏特征、修复后的桩体工作性能、大变形抗滑桩的可修复程度尚缺乏系统全面的研究，实际工程仍然用锚拉桩的理论[9-10]对预应力锚索修复抗滑桩工程进行设计，显然，这与工程实际应用不相符。

针对预应力锚索修复含微裂纹抗滑桩技术，采用大型物理模型试验方法，研究抗滑桩修复前后承载力变化特征以及修复过程中的变形、破坏、内力情况，以此评价桩体工作性能及可修复程度，研究成果对于预应力锚索修复含微裂纹抗滑桩技术的推广应用以及抗滑桩修复工程的设计具有指导意义。

1 试验原理

本次试验采用物理模型进行模拟，原型与模型之间相同物理量之比称为相似比(λi)，即：

(1)

式中：i——任一物理量，下标“p”与“m”分别代表原型和试验模型。

选取几何相似比、密度相似比和应变相似比3个独立变量推导其他物理量相似比。根据试验条件和可操作性，本次试验选取各相关物理量的相似比如表1所示。

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

本试验主要研究含微裂纹抗滑桩的变形和破坏特征，不考虑桩体结构及其周围土的相互作用特征，因此土体的相似比不是主控因素，可不进行相似比设计，而抗滑桩物理量应满足相似条件。

2 模型试验设计

2.1 试验模型及装置

试验模型位于四川省江油市金光村一公路边坡上，边坡表面较为光滑，为顺层灰岩质坡体。模型填筑于斜坡表面，模型顺坡长4.0 m，宽3.4 m，高2.0 m。加载装置为4个圆柱形千斤顶，通过传力板对坡体进行施加荷载。千斤顶可提供1 000 kN压力，由油泵施加油压，油泵可提供最大稳定油压50 MPa。千斤顶后缘修筑有反力墙，可提供200 t反力，满足试验需求。试验模型如图3所示。

图3 试验模型Fig.3 Model of test

2.2 坡体材料

试验模型参照常见的顺层岩土质滑坡。滑体为黏性土，在金光村土质斜坡上就地取样，筛分、风干后重新加水拌合，保证土体性质基本一致，对模型进行人工分层填筑夯实，击实后的土体密度为2.1 g/cm3，含水量为18%；滑床为完整灰岩质基岩，岩体强度较高，微风化。设置一顺层滑带，采用双层塑料薄膜均匀涂抹润滑油进行模拟。试验模型尺寸如图4所示。

图4 滑坡模型Fig.4 Model of landslide

2.3 抗滑桩模型

桩体原型截面尺寸为120 cm×150 cm，长度为15.0 m，桩周配20根Φ32钢筋为主筋，箍筋采用双肢Φ16，间距250 mm。按照表1的模型相似比进行设计，桩截面尺寸取为24 cm×30 cm，抗滑桩桩长取为3.0 m，其中悬臂段长2.0 m，嵌固段长1.0 m。采用C20标号混凝土预制，最大骨料粒径为8 mm。桩周配4根Φ16钢筋为主筋，箍筋采用双肢Φ8，间距150 mm。根据配筋情况，原型抗滑桩抗弯刚度为8.25×106N·m2，模型桩实际抗弯刚度为1.44×104N·m2，按照相似比要求，模型桩的抗弯刚度应为1.32×104N·m2，误差为8.3%，但在实际操作过程中尺寸与材料参数难以做到同时满足相似关系，因此这个误差是允许的。图5为预制完成的抗滑桩模型。

图5 抗滑桩模型Fig.5 Anti-sliding piles models

如图5所示，抗滑桩横向桩间距为1.0 m，抗滑桩嵌入到基岩内1.0 m，从左至右依次编号为1#、2#、3#、4#。锚索原型为5根Φ15.2锚索1束，按照表1的模型相似比进行设计，取单根Φ15.2锚索，设置于每根桩顶以下80 cm位置，锚索与水平面夹角为10°，锚索锚固段锁固于基岩内，长2.0 m，自由段长3.2 m。

2.4 加载方案

加载方案分为抗滑桩变形加载和预应力锚索修复加载。抗滑桩变形试验采用1 000 kN级千斤顶进行顺坡向加载，手动控制油泵出油压力，精度为0.1 kN。采用分级加载方式，每级荷载为5 kN，每级荷载施加后实时监测数据，待数据稳定后进行下一级加载，直至抗滑桩出现微裂纹为止。待抗滑桩产生微裂纹后，进行预应力锚索修复加载，采用数字化锚杆拉拔仪施加锚索预应力。同样采用分级加载方式，每级荷载为5 kN，并实时监控测量数据，直至抗滑桩产生明显裂缝为止。

2.5 量测系统

为了监测桩体在试验过程中变形、破坏等特征，考虑边界效应，对中间2#、3#抗滑桩前后钢筋应变、混凝土应变、桩顶位移、桩后土压力进行测量。钢筋应变片与混凝土应变片每隔30 cm均匀布设，土压力盒沿滑面依次向上每隔30 cm均匀布设，同时在桩顶部位设置位移计。应变片、土压力盒、位移计布置纵断面如6图所示。

图6 应变片、土压力盒、位移计布置纵断面图(单位：cm)Fig.6 Profile showing strain gauges,soil pressure cells and displacement meters(cm)

3 试验成果分析

3.1 桩体变形破坏与承载力分析

本次试验获得的2#、3#桩相关试验现象基本相同，本文仅以2#桩为例进行试验数据分析。图7为滑坡荷载-桩顶位移特征曲线，表征了抗滑桩从嵌固端挤密、逐渐变形到破坏的整个过程。根据桩顶位移增长速率特征，把滑坡荷载-位移特征曲线分为3个阶段，各阶段的特征和反映的物理意义如下：

图7 滑坡荷载-桩顶位移特征曲线Fig.7 Characteristic curve of the pile top displacement under the landsliding loading

(1)0A段：挤密阶段，桩顶位移曲线非线性增加，曲线呈上凸型，该阶段的桩顶位移不是桩身受弯产生的变形，而是抗滑桩与嵌固端内填充的水泥砂浆受挤压产生的变形，此时桩身随水泥砂浆挤密而发生整体偏转，在初始加载过程中发现的桩体后缘与嵌固岩体脱离产生的微缝隙验证了这一点。

(2)AB段：桩顶位移曲线近似线性增大，为弹性变形阶段，A点为抗滑桩弹性变形起始点，对于2#桩，对应的弹性变形起始滑坡荷载为10 kN，对应的起始桩顶位移为3.3 mm。嵌固岩体与桩体之间的水泥砂浆挤密后，滑坡荷载可以完整地作用在桩身上，随着荷载的增大，桩顶位移不断线性增加，桩身未出现微裂纹或破坏现象，表征了抗滑桩桩体的弹性性能。

(3)BC段：破坏阶段，桩顶位移曲线加速增大，曲线呈上凹型，抗滑桩产生微裂纹发生破坏，B点为弹性变形阶段结束点，也是发生破坏的起始点，对于2#桩，对应的起始破坏荷载为70 kN，是起始弹性变形荷载的7倍，对应的起始破坏位移为9 mm，是起始弹性变形位移的2.7倍。该阶段桩体超过了可承受的极限荷载发生破坏，破坏具有突发性。如2#桩与3#桩，当滑坡荷载施加至70 kN时，桩顶位移陡然增大，2#桩与3#桩均突然出现微裂纹，如图8(a)与图8(d)所示，2#桩裂缝长度达17.5 cm，3#桩裂缝长度达16.3 cm，裂缝出现在滑面以上5～10 cm处，基本沿滑面方向扩展。

图8 抗滑桩破坏形迹Fig.8 Anti-slide piles failure evidence

已有研究发现[11-12]，在抗滑桩服役过程中，降雨、地震、人工开挖等因素改变了滑坡荷载，长期受滑坡推力作用抗滑桩将产生不同于抗滑桩设计阶段的桩身位移。现有的抗滑桩弹性理论[13]认为，抗滑桩为完全弹性体，破坏前变形处于弹性范围内。因此，本次试验采用预应力锚索修复大变形抗滑桩，将抗滑桩拉回一定位移，提高抗滑桩承载力，起到修复抗滑桩变形的作用。

图9是预应力荷载-桩顶位移关系曲线，表征了施加锚索预应力修复抗滑桩过程中桩顶位移变化特征。图9显示，桩顶位移曲线随施加的预应力荷载(修复力)非线性降低，与滑坡荷载-桩顶位移特征曲线(图7)不同的是，预应力荷载-桩顶位移曲线含有多个平台，滑坡荷载-桩顶位移特征曲线为光滑曲线，由此可以认为，滑坡荷载对抗滑桩的作用是连续的，荷载的施加伴随着抗滑桩内力的实时改变，而预应力为集中力，抗滑桩变形存在储能过程，具有荷载传递滞后现象。在预应力荷载0～240 kN之间，如图10所示，随着预应力的增大，2#抗滑桩滑面处的裂纹逐渐闭合，裂纹开度逐渐由2 mm闭合至0，显然，在荷载达到抗滑桩极限承载力前采用预应力锚索修复抗滑桩变形是有效的；当预应力值达到240 kN时，抗滑桩滑面处的裂纹继续扩展，如2#抗滑桩，图8(a)与8(b)显示，裂缝由17.5 cm扩展至20.5 cm。图8(d)与8(e)显示，3#抗滑桩裂缝由16.3 cm扩展至19.8 cm。与此同时，预应力锚索孔附近产生突发性裂纹，如图8(c)与8(f)所示，2#、3#抗滑桩裂缝分别达到23.3 cm与20.5 cm，裂缝扩展方向近似平行于桩体横截面方向，抗滑桩基本失去功能；预应力240 kN时对应的桩顶位移是1 mm，约为极限桩顶位移14 mm的92.86%，为预应力锚索修复抗滑桩的临界值；当预应力值达到250 kN时，抗滑桩恢复到原始位置，当预应力值进一步增大，由图9可知，锚索预应力难以将抗滑桩向内拉进，抗滑桩此时表现出了较强的抗力行为，分析其原因在于桩后的被动土压力以及抗滑桩桩内靠近临空面一侧的钢筋抗拉效应。试验过程中发现，土体未发生破坏，表明随着预应力值的增大，土体可提供的被动土压力不断增加，阻碍抗滑桩向后缘继续变形。同时，钢筋具有硬塑性能，抗滑桩在未施加预应力之前已接近屈服破坏，产生了较大的变形，而反向拉伸钢筋则需要较大的预应力。因此，出现了抗滑桩恢复至原始位置后，桩顶位移不随预应力改变的现象。

图9 预应力荷载-桩顶位移关系曲线Fig.9 Pile top displacement curve with the anchor cable prestress

图10 2#桩裂缝宽度随预应力荷载变化曲线(桩长190 cm处)Fig.10 Variation in crack width of the 2# pile with the anchor cable prestress(position at the length of 190 cm)

由图7与图9荷载-位移曲线可以看出，在滑坡荷载作用下，图7中B点为位移增长速率突变点，结合初始裂纹产生时对应的滑坡荷载，可以认为B点为抗滑桩极限承载力点，对应的荷载为70 kN，桩顶位移为9.0 mm。图9荷载-位移曲线显示，在预应力荷载作用下，抗滑桩滑面裂纹在闭合后再次开始扩展对应的荷载为240 kN，对应的桩顶位移为1.0 mm，表明荷载240 kN是施加预应力修复含裂纹抗滑桩所能承受的极限荷载，也是修复后抗滑桩能承受的“储备荷载”。由此可见，施加预应力锚索大大提高了含裂纹抗滑桩的承载能力。

3.2 桩后土压力分布特征

图11是不同滑坡荷载下桩后土压力分布，土压力分布呈现为倒“M”形，分别在埋深50 cm与170 cm位置出现土压力峰值。埋深0～20 cm位置处基本无土压力，这与试验观测到的桩顶与土体脱空现象一致。从图11可以发现，埋深110 cm位置处的土压力值较小，土压力曲线出现低谷，原因是，试验中为了防止桩间土剪出，在桩后应用了挡土板，而110 cm对应的位置正是挡土板搭接位置，此处有1～2 cm的缝隙，滑坡荷载施加过程中，土体沿缝隙挤出，土压力无法形成，因此出现了土压力曲线低谷的现象，由此土压力分布可修正为三角形，这与传统的土压力理论[14]是相符的。当滑坡荷载达到70 kN抗滑桩产生破坏时，桩后土压力最大值出现在滑面以上30 cm位置，即埋深170 cm位置，土压力值为0.19 kPa，而本次试验设置的滑面位于200 cm位置。由此可见，在抗滑桩支挡条件下，滑面有向上转移的趋势，这与文献[15]获得的现象一致。

图11 滑坡荷载下土压力分布Fig.11 Soil pressure distribution under the landslide loading

图12是不同锚索预应力下桩后土压力分布，可以看出，土压力分布基本呈现为倒梯形，在桩顶位置出现最大土压力值，滑面位置出现最小土压力值，最大土压力值约为最小土压力值的3.25倍。图12显示，当预应力较小时，如预应力为20 kN，土压力分布与滑坡荷载下的土压力分布(图11)一致，而当预应力增大，如预应力大于100 kN后，土压力分布由梯形转变为倒梯形，土压力峰值有向桩顶转移的现象。从土压力数值上可以发现，施加预应力后，桩后土压力显著增加，如滑坡荷载作用下的土压力，抗滑桩破坏时对应的峰值土压力为0.19 kPa，而施加预应力后，抗滑桩再次破坏时对应的峰值土压力是0.91 kPa，增大接近5倍。由此表明，预应力作用于抗滑桩将改变桩后的土压力分布形式，常见的传统土压力分布形式，如梯形、矩形分布等，不再满足工程实际情况。

图12 预应力荷载下土压力分布Fig.12 Soil pressure distribution under the anchor cable prestress

在锚索预应力施加位置，即桩身以下80 cm部位，土压力明显高于相临两侧的土压力值，这是因为，锚索预应力为一集中力，预应力先作用于锚索孔位置的桩体，然后通过桩身内力传递致使抗滑桩变形，因此会在锚索孔位置产生应力集中现象，导致该部位土压力高于相临两侧的土压力，这也解释了施加预应力后抗滑桩在锚索孔附近产生裂纹(图8c与图8f)而在其他部位未产生裂纹的现象。

3.3 桩体弯矩分布特征

图13是滑坡荷载作用下的桩身弯矩分布，可以看出，桩长0～150 cm位置，桩身弯矩较小，这与桩体整个加载过程中未产生任何裂纹一致。弯矩分布出现2个正弯矩峰值和1个负弯矩峰值，正弯矩峰值分别位于桩长170 cm与230 cm位置，负弯矩峰值位于桩长210 cm位置。当滑坡荷载达到70 kN时，最大正弯矩是124.03 N·m，最大负弯矩是-35.22 N·m，最大正弯矩是最大负弯矩的3.52倍，最大正弯矩对应的位置与桩体产生裂纹破坏的位置(图8a与图8d)相一致。图13显示，弯矩分布同时呈现出2个最小弯矩位置，分别为滑面位置，即桩长200 cm部位，以及滑面以下30 cm位置。同时，桩身弯矩分布近似为反“S”形，这与文献[16]与[17]获得弯矩分布一致，体现了桩土相互作用的非线性特征。

图13 滑坡荷载下桩身弯矩分布Fig.13 Moment distribution of piles under the landslide loading

图14是锚索预应力荷载下桩身弯矩分布曲线，在预应力40～200 kN，桩身弯矩分布与滑坡荷载作用下的桩身弯矩分布形式相同，当预应力增大至320 kN，桩身弯矩发生改变，在桩长80 cm位置出现1个正弯矩峰值，正弯矩峰值约为桩身最大正弯矩值的0.85倍，并且随着预应力的增加，峰值有增大的趋势，出现此现象的原因同样是在80 cm位置施加的预应力集中力，与抗滑桩锚索孔位置出现的突发性裂纹(图8c和图8f)相对应。从桩身弯矩数值上可以看出，预应力40～200 kN之间，最大正弯矩出现在滑面以上30 cm位置，而超过320 kN后最大正弯矩出现在桩长80 cm位置，对应弯矩值为68.52 N·m，最大负弯矩出现在桩长210 cm位置，对应弯矩值为-79.63 N·m。对于桩长170 cm位置的弯矩值，随着预应力的增大弯矩值不断降低，当预应力增加至340 kN，桩体破坏，弯矩值接近于0，这与抗滑桩滑面处的裂缝不断闭合的现象相符。由此可见，锚索预应力的施加降低了弯矩峰值，致使最大弯矩向锚索孔位置以及滑面以下10 cm位置转移，该2处位置是采用预应力锚索修复抗滑桩的薄弱部位。