抗滑樁加固紅砂巖風化土路基邊坡模型試驗

景彬余, 溫樹杰

(江西理工大學 a.土木與測繪工程學院; b.江西省環境巖土與工程災害控制重點實驗室, 江西 贛州 341000)

0 引 言

公路邊坡的防護治理是地質災害防治的首要任務, 抗滑樁由于具有很好的抗滑效果、造價適中、施工方便, 故在路基邊坡的滑坡治理中被廣泛應用[1-3]。近年來, 國內外學者對抗滑樁受力分析作了大量的理論分析和試驗研究[4-9]。如傅翔等[6]以砂土為滑體，對全埋式抗滑樁在橫向荷載作用下進行了傾覆破壞試驗, 并結合計算機模擬得到了抗滑樁樁身內力分布規律, 為實際工程應用提供了技術參考; 張娟等[7]選取非擾動黃土為試樣進行了原位直剪試驗和不同工況的抗滑樁模型試驗, 獲取了公路路塹邊坡黃土土樣應力-應變關系曲線、土樣峰值強度及殘余強度參數變化規律, 揭示樁土相互作用過程與變形機理; 魏少偉等[8]通過模型試驗對比了圓形截面抗滑樁與矩形截面抗滑樁的抗滑能力; 葉金鉍等[9]通過變剛度調平設計原理, 設計并進行了室內雙排抗滑樁模型試驗, 得到了水平推樁模式下雙排抗滑樁的樁身響應; Bouafia[10]建立了抗滑樁加固砂性土邊坡模型, 研究了水平荷載作用下抗滑樁在砂性土邊坡中的變形。

紅砂巖是中、新生代的陸相紅色巖系, 主要分布在我國西南、華中、中南等地區各個盆地[11]。隨著交通建設的快速發展, 在這些地區修筑公路、鐵路等各類工程時, 出于經濟、節能、環保等理念, 紅砂巖風化土是這些地區常用的公路、鐵路路基填筑材料[12]。但目前關于紅砂巖風化土路基中抗滑樁的模型試驗鮮有報道, 且在實際工程中, 紅砂巖風化土路基抗滑樁的設計往往需要借助工程經驗和行業規范, 正是采用這種缺乏嚴謹性的設計方法和理論, 給實際工程帶來了不必要的浪費和安全隱患。這主要是由于紅砂巖風化土性質特殊、樁土相互作用機理復雜、抗滑樁與土體力學參數差異性較大, 抗滑樁在滑坡推力的作用下, 樁身受力大小、分布規律不夠明確, 樁身變形與荷載大小、荷載類型之間的關系不夠清晰等。因此, 本文通過抗滑樁加固紅砂巖風化土路基邊坡模型, 采集數據并分析了抗滑樁在不同等級荷載的作用下樁體前后土壓力分布規律、樁身應變和彎矩分布規律, 可為紅砂巖風化土邊坡中抗滑樁的設計、施工提供參考。

1 模型試驗

1.1 相似比設計

本次試驗邊坡模型在室內大型試驗箱中堆建, 模擬在靜載作用下抗滑樁在紅砂巖風化土路基邊坡中的受力情況。模型參照大慶—廣州國家高速公路江西龍南里仁—楊村段的某一路基斷面, 路基邊坡填土為細顆粒紅砂巖風化土, 滑床為中風化粉砂巖。根據試驗研究目的、試驗條件以及操作的可行性, 選取應力σ、應變ε、位移δ、內摩擦角φ、黏聚力c、彈性模量E、幾何尺寸L、泊松比μ及彎矩M為模型試驗所涉及的9個關鍵物理量。選取幾何相似比CL=20、彈性模量相似比CE=1為基礎相似比, 由于材料重度不是主控因素, 可放寬要求, 表1為在本次試驗中所用到的各個相關物理量以及其所對應的相似關系。

表1 模型試驗相似比

1.2 模型設計

本次模型試驗的幾何相似比取1∶20, 實際路面寬度為15 m, 按幾何比例縮小, 即750 mm。模型樁采用空心圓形鋼管制作, 直徑為85 mm, 樁長為1 600 mm(受荷段樁身長L1=1 000 mm, 嵌固段樁身長L2=600 mm), 其抗彎剛度為4.63×104N·m2。試驗箱尺寸為3 m×1.5 m×2 m(長×寬×高), 長邊兩側材料為鋼化玻璃, 短邊兩側材料為鋼板。模型箱底部鋪設用來模擬滑床的土石混合料[6], 碎石和黏土的比例為3∶2, 坡體材料為取自現場的紅砂巖風化土, 保證土體性質基本一致, 其力學參數: 重度為20 kN/m3, 內摩擦角15°, 黏聚力21 kPa, 含水率4%。本試驗共制備4根模型樁, 分別為A、B、C、D樁, 樁凈間距為300 mm, 具體布置如圖1所示, 模型實物圖見圖2。

圖1 抗滑樁加固邊坡模型

圖2 抗滑樁加固邊坡模型實物圖

1.3 試驗方法與測試系統

試驗方法簡述如下:

(1)在模型樁樁前(迎滑面)和樁后(背滑面)分別自上而下對稱布置10組應變片(型號為BX120-3AA), 樁前及樁后應變片由樁頂往下編號分別為A0～A9、a0～a9, 間距均為100 mm, 如圖3所示。

圖3 土壓力盒與應變片布置示意圖

(2)將碎石和黏土按體積比3∶2混合均勻, 配制含水量為4%的紅砂巖風化土。

(3)繪制網格線, 在模型箱兩側均勻地涂抹凡士林。

(4)將模型樁按試驗方案布置在模型箱中, 填筑碎石和黏土混合物, 將模型樁固定。

(5)將制作好的紅砂巖風化土分層填筑進模型箱中, 每層厚度為200 mm, 壓實度為95%。填筑過程中在樁前和樁后分別自上而下對稱布置9組土壓力盒(型號為ZS1430), 樁前及樁后土壓力盒由樁頂往下編號分別為H0～H8、h0～h8, 間距均為100 mm。

(6)安裝加載裝置(圖4), 試驗加載采用計算機控制的機械式液壓加載板進行加載, 加載等級為5 kN, 共施加7級荷載, 最大荷載值為35 kN, 當加載完一級荷載后需停頓10 min, 待坡體穩定、儀器數據無浮動后才能記錄數據、施加下一級荷載。

圖4 試驗加載裝置

圖5為本次模型試驗所用的多通道靜態應變數據采集儀(ZI-12000P)。該采集儀與電阻式傳感器配套使用, 可檢測多種接線方式傳感器的應變輸出, 測量應變、荷載等物理量, 還設有外置溫度補償器以最大程度減小溫度變化對試驗結果的影響。

圖5 數據采集系統

2 試驗結果分析

2.1 土壓力分布規律

對B樁在不同荷載下樁前、樁后土壓力變化曲線進行分析, 如圖6所示。土壓力呈非線性分布且隨著荷載的增大土壓力值也隨之增大; 在相同荷載作用下, 同一埋深位置處樁前土壓力值要大于樁后土壓力; 樁前土壓力的最大值出現在受荷段底部、樁后土壓力最大值出現在0.3L1～0.4L1。

當荷載為5、10 kN時樁前土壓力并沒有明顯的變化(圖6a), 分析其原因為: 當試驗開始時, 樁前土體由于未達到一定密實程度, 故樁前土壓力的數值變化不明顯; 荷載與樁埋深不是線性關系, 當施加15 kN級荷載及以上時, 隨著樁埋深增加, 埋深0～0.4L1處的土壓力值變大, 埋深0.5L1處出現拐點, 該點的土壓力值小于0.4L1處, 而埋深0.6L1～0.8L1處的土壓力值又隨著埋深的增加而增加, 其原因是在抗滑樁埋深0.4L1～0.6L1間的土體出現塑性區, 但由于抗滑樁的存在, 坡體沒有發生滑動; 土拱效應也是出現這種現象的原因之一, 在荷載的作用下, 樁前土體出現不均勻形變, 變形區的土體被非變形區的土體約束, 土體的抗剪強度將變形區的土壓力傳遞到非變形區[14]。

圖6 B樁不同荷載下樁前(a)、樁后(b)土壓力隨埋深分布

樁后土壓力分布的變化規律大致與樁前土壓力的變化規律相似(圖6b), 即H5處土壓力盒的值減小, 之后又隨著深度的增加而增加; 當荷載從5 kN加載到30 kN時, 其每級荷載作用下的樁后土壓力增量大致相同, 而當荷載由30 kN增加至35 kN時, 土體壓力增幅變大, 分析其原因為: 當荷載過大時, 抗滑樁之間的土體產生土拱效應, 土體在相鄰兩根抗滑樁之間發生累積, 且在抗滑樁樁后一側產生拱腳, 從而使測得的壓力值變大。

本次試驗表明: 當滑體為紅砂巖風化土時, 樁后土壓力分布規律為兩端小、中間大, 土壓力的最大值在0.3L1～0.4L1; 樁前土壓力大致呈三角形分布, 但在0.5L1處出現了較大的拐點, 通過計算得到滑坡推力合力作用點位于錨固界面以上0.34L1附近。從其他學者的模型試驗結果來看, 當滑體為砂土[6]時, 其滑坡推力合力作用點位于滑動面以上0.2L1處; 滑體為黃土[13]時, 其滑坡推力合力作用點位于滑面以上1/5L1～1/3L1處。

然而在實際工程中, 抗滑樁加固邊坡設計計算時通常假定滑坡推力按矩形分布[15], 滑坡推力合力作用點位于0.5L1處。因此, 在抗滑樁加固紅砂巖風化土邊坡路基的實際工程設計中可以適當降低滑坡推力合力作用點。

2.2 樁身應變分析

對采集到的抗滑樁應變片數據進行整理、分析得到抗滑樁樁前、樁后應變分布, 如圖7所示。可知, 樁前應變分布規律與樁后應變分布規律大致相同, 大致呈拋物線型分布; 在樁身同一位置, 測得的樁前和樁后應變值大小不一, 產生此現象的原因有兩個: 1)模型樁非理想的剛性體, 在受到土體壓力時產生柔性形變; 2)由圖6可知, 樁在土體中受到的樁前土壓力與樁后土壓力并不相同; 樁身應變為非線性形變, 在計算樁身內力時可采用彈性樁內力計算方式[16]; 樁身應變隨著抗滑樁埋深的增加而增大, 在同一級荷載作用下, 受荷段底端應變遠遠大于樁頂應變且在受荷段的底端達到最大值; 樁身應變無明顯突變點, 為連續變形, 借此可以判斷樁身在土體中的破壞大致為塑性彎折破壞。在不同荷載作用下, 樁前應變隨樁埋深變化不大, 各級荷載之間變化幅度相差不大, 究其原因, 是在荷載作用下, 樁體變形處于彈性階段, 樁體未發生破壞; 在不同荷載作用下, 樁后應變值在受荷段底端變化不大(荷載較小時除外), 是因為此截面靠近嵌固段, 碎石混合料在一定程度上約束了樁體的形變。

圖7 B樁不同荷載樁前(a)、樁后(b)應變分布

2.3 樁身彎矩分析

抗滑樁樁身彎矩可由樁前、樁后的應變經換算得到

式中:M為截面彎矩;E為樁的彈性模量;I為樁的慣性矩;εa為抗滑樁樁前應變;εb抗滑樁樁后的應變;D為抗滑樁直徑。

將計算得到的結果進行整理, 得到抗滑樁的彎矩分布如圖8所示。可見, 樁身各點的彎矩值隨著加載量的增加都有不同程度的增大, 加載等級由5～10 kN時, 彎矩值增幅較大, 之后每級加載的增幅大致相同; 0.4L1以上部分樁身的彎矩值隨埋深的變化不明顯, 可見0.4L1以上部分樁身不是主要受彎段; 0.4L1以下部分樁身的彎矩值隨埋深的增加而增大, 在受荷段底部彎矩達到最大, 因此在抗滑樁的設計時應適當增加受荷段底部的配筋率; 在不同荷載作用下, 樁身彎矩值在受荷段底端, 變化不大(荷載較小時除外), 原因為此截面靠近嵌固段, 碎石混合料在一定程度上約束了樁體的形變, 樁身彎矩是由樁身應變經過上式換算而得, 故樁身彎矩值在受荷段底端, 變化不大。

圖8 B樁樁身彎矩分布

3 結 論

(1)樁后土壓力呈兩端小中部大, 最大值出現在0.3L1～0.4L1(樁受荷段長), 且在相同荷載作用下同一埋深位置處的樁后土壓力遠小于樁前土壓力; 樁前土壓力大致呈三角形分布, 其合力作用點位于錨固界面以上1/3L1附近, 因此工程設計中可以適當降低滑坡推力合力作用點。

(2)樁身應變為非線性形變, 且隨著抗滑樁埋深的增加而增大, 無明顯突變點, 大致呈拋物線型分布, 在樁受荷段的底端達到最大值。

(3)樁身彎矩在不同荷載作用下的分布趨勢基本一致, 開始隨埋深的變化不明顯, 當達到0.4L1(樁受荷段長)后隨埋深的增加而增大, 最大值出現在受荷段底端, 在實際工程中應適當增加此處的配筋率。