微型樁群框架結構加固邊坡離心模型試驗研究

強小俊 雷云超 吳東東 張院生 王東坡

1.鐵科院（深圳）研究設計院有限公司，廣東 深圳 518060；2.成都理工大學地質災害防治與地質環境保護國家重點實驗室，成都 610059

微型樁是邊坡預加固、滑坡治理的有效工程措施之一［1-2］。微型樁單樁抗彎承載能力差，常呈空間桁架微型樁體系［3-4］，學者對其加固模式和應用效果進行了大量研究。文獻［5］提出了網狀微型樁加固斜坡的設計方法；文獻［6］研究了微型樁的橫向受載工作性狀；文獻［7］對微型樁的排間距與群樁效應的關系進行了研究；文獻［8-9］對嵌巖樁的荷載傳遞特性和抗拔作用機理進行了公式推導及模型驗證；文獻［4，10-11］基于梁柱方程和p-y曲線提出了一種設計微型樁加固土坡的方法，并通過現場試驗和數值模擬，提出了確定微型樁加固土質邊坡極限抗力的分析方法，以此研究了微型樁群加固邊坡三維復合體形成的臨界條件和演化機制；文獻［12］進行了坡頂施加豎向荷載下微型群樁加固黃土滑坡的模型試驗，研究了微型樁加固滑坡體的承載機制、受力情況和破壞模式；文獻［13-15］分別采用千斤頂、振動臺和離心機設備對微型樁進行了相關研究。但就微型樁群的應用與發展而言，還需在微型樁群臨界嵌固深度、受樁頂框架影響等方面做進一步研究。

實際應急工程中，因地形和工程耗材所限，微型樁常需沿坡面斜向布置進行整體加固，但相關大型模型試驗研究極少，理論滯后于實際應用。因此，本文提出一種微型樁群框架結構，進行離心模型試驗，分析微型樁群框架結構沿預設滑面斜向布置加固邊坡時的受力特征、破壞形式以及邊坡的變形破壞模式。

1 離心機物理模型試驗

1.1 試驗原理

土工離心試驗是在ng離心加速度空間中，用1/n的模型與原型應力和應變相等、變形和破壞過程相似，模擬原型的變形與破壞機制。試驗在綜合考慮模型幾何、邊界條件和材料剛度因素后，依據試驗條件，確定模型的幾何相似常數（原型/模型）為27、材料彈性模量相似常數為1、重力加速度相似常數為100，其余相似關系由三個基本量綱導出，見表1。

表1 離心試驗原型與模型物理量相似關系

1.2 試驗設備

試驗采用TLJ-500型土工離心試驗機，加速度范圍為10g～250g，有效半徑4.5 m，100g加速度下最大荷重5 t，250g加速度下最大荷重2 t。試驗模型箱內部尺寸為1.2 m（長）×1.0 m（寬）×1.2 m（高），上部無蓋板可通過固定導軌放置激光位移傳感器，前部為透明有機玻璃；上部和前部均架設高速攝影機，全程錄像，為后續試驗分析提供資料。

1.3 試驗方案

依據GB/T 38509—2020《滑坡防治設計規范》，進行2組模型試驗，每組試驗制備2個模型，第一組試驗模型為A、B，第二組為C、D。試驗工況見表2。

表2 試驗工況

試驗模擬邊坡在自然環境中1年的變形穩定狀況，根據相似比設置n=100，由公式換算可知在離心機中運行時間為53 min。離心加速度設計加載方案及試驗實際加載曲線見圖1。可知，離心加速度在實際試驗中約30 min達到100g后呈平臺式穩定運行。

圖1 離心加速度加載

1.4 模型設計及制作

1.4.1 滑床及滑體

澆筑滑床前，在模型箱中間嵌入1 cm厚木板作為兩個模型間的隔板；在模型箱內壁布置聚乙烯塑料薄膜，使模型的邊界條件相似，并減小邊坡模型箱側壁的摩擦力。

滑床采用水灰比0.5的高強石膏模擬基巖。滑體采用粉質黏土分層填筑至設計高度，坡率1∶0.6。為保證土體含水率、重度一致，填筑前將土樣按最優含水率16.1%配置，然后分層均勻夯實，每層夯實后厚度10 cm，土體密度1.75 g/cm3。

為探究樁身受力分布，需固定圓弧狀滑動面位置，故在滑床與滑體接觸面人工布設兩層0.12 mm厚聚乙烯塑料薄膜模擬滑面。

1.4.2 微型樁群框架結構模型

微型樁群框架結構模型主要由微型樁和頂部連接梁兩部分組成，見圖2。本次試驗模擬原型直徑300 mm微型樁框架結構，綜合考慮相似比和試驗條件，選取外徑為11mm、內徑為9 mm、高h（h隨坡面變化）的空心鋁棒作為微型樁模型材料；尺寸20 mm×10 mm、壁厚1 mm的方形鋁管為頂部連接梁材料。依據GB/T 38509—2020，模型樁沿滑床中軸線布設于滑動面上，按照設計間距插入滑床上的設計孔中，沿坡腳方向依次插入第一排—第四排樁，用水灰比0.5的P·O 42.5R水泥漿澆筑樁周，牢固后填土夯實，然后將方形鋁管剛性連接至微型樁樁頂臨空段（實際采用2 mm鐵絲綁扎）。

圖2 微型樁群框架結構模型

1.5 試驗量測項目

1）位移。采用激光位移傳感器對邊坡模型進行非接觸式高精度變形監測。試驗主要監測坡體后緣頂部、坡腳剪出口和靠近坡腳的第三排樁樁頂位移。為監測土體內部位移變形軌跡，在邊坡側面用墨線布置3 cm×3 cm位移網格線，并在交點處粘貼圓形貼紙。

2）樁前土壓力。土壓力計均勻布置于每層夯實土上，除B模型外，A、C、D模型各預埋土壓力計6個置于第二排—第四排樁后2 cm處，即測量第一排—第三排樁前土壓力的變化。第二排樁后土壓力計預埋在距滑動面2 cm的土體中，第三排樁后土壓力計預埋土體深度為4、10、16 cm，第四排樁后土壓力計預埋土體深度為3、8 cm。

3）樁身應變。試驗通過監測應變間接求得彎矩。由文獻［4］可知多排樁加固邊坡時，前排樁所受彎矩最大，故在第三排、第四排單樁上樁前和樁后上中下等距對稱粘貼6片應變片。

試驗量測數據通過離心機配套設備采集，模型及儀器布設剖面如圖3所示。其中，模型C、D中土壓力測點分別為1#—6#和7#—12#。

圖3 模型示意及儀器布設剖面（單位：cm）

2 試驗結果分析

2.1 第一組試驗

第一組試驗進行有、無微型樁群框架結構模型對比，見圖4。經離心試驗，有微型樁群框架結構的A模型整體無明顯滑動位移，僅有一條寬0.2 mm、深0.4 mm，呈弧形的橫向裂縫在邊坡后緣貫穿，另有少量的次生裂縫；微型樁群框架結構與邊坡滑體結合形成樁-土復合結構，提高了邊坡的抗剪強度，共同抵抗滑體推力，阻止其下滑。無微型樁群框架結構的B模型發生了整體性滑動，坡體表面形成多條裂縫，在滑坡后緣主要以橫向裂縫為主，有兩條主裂縫且貫通整個后緣，經測量最大裂縫寬度約為2.1 cm，向下延伸6.3 cm。此外，B模型向前滑移后，A模型坡頂右側土壓力得到釋放并向右膨脹，進而在其邊坡后緣發育了兩條縱向裂縫。

圖4 第一組試驗后模型俯視圖

綜上，微型樁群框架結構可有效加固邊坡，且在試驗過程中結構基本沒有明顯變形和損壞。

2.2 第二組試驗

2.2.1 試驗現象

第二組試驗進行了微型樁群框架結構在兩種不同工況下加固邊坡的對比試驗，見圖5。可知：模型C、D經離心試驗沿預設滑動面產生不同程度的滑移、變形和破壞；模型D較模型C變形破壞更大，樁身在滑體表層有不同程度脫空現象。模型C坡頂產生了平均寬度為1.5 cm、深度為6 cm的主裂縫，土體在樁前、樁后微小破壞形成豎向和斜向發展的細小裂縫，平均延伸長度3 cm，坡腳微小鼓脹形成兩條豎向裂縫；模型C四排樁樁前、樁后均產生了明顯豎向或斜向裂縫，平均延伸長度7 cm，坡腳剪出口有較明顯鼓脹，形成2條明顯豎向裂縫。模型D坡頂產生了平均寬度為3 cm、深度為8 cm的橫向貫通裂縫，由側壁發展形成4條斜向或橫向裂縫，其中第一排樁側裂縫斜向發展至坡頂。兩個模型由坡頂貫通裂縫向滑體內部發育次生滑面，次生滑面延伸至第三排樁附近，距離預設滑動面約9 cm。試驗結束后開挖坡體，發現模型C滑面處水泥澆筑表面基本完好，而模型D水泥擠壓破壞明顯。對樁身彎曲度進行測量，模型C微型樁彎曲度第四排樁最大為6°，模型D第四排樁最大為24°、第一排樁最小為15°。

圖5 第二組試驗后模型俯視圖

2.2.2 位移分析

模型C、D位移-時間曲線見圖6。可知，位移隨時間對應的離心加速度的增長呈增大趨勢，兩者正相關。

由圖6（a）可知：模型C坡頂沉降呈蠕變趨勢，無明顯突變；模型D坡頂沉降在約29.55 min（98.4g）時發生突變，最終坡頂沉降是模型C的1.35倍。

由圖6（b）、圖6（c）可知：模型坡腳、樁頂位移只有一個明顯突變點，坡腳突變均發生在約23 min（離心加速度剛增大到80g時），樁頂突變分別發生在約30 min（99.86g）、29 min（84.38g）；模型D坡腳最大位移7.28 cm，是模型C（4.96 cm）的1.47倍。結合樁身彎曲程度，將坡腳位移突變的時間點定為模型D樁身屈服點。模型C、D在離心機速度100g平臺運行時，模型均未繼續發生明顯的位移，表明樁身彎曲后仍能使邊坡處于相對穩定的狀態。

圖6 C、D模型位移-時間曲線

模型C、D滑體破壞方式一致，均為后緣裂縫前滑體沿預設滑面的整體滑移，且坡頂主貫通裂縫相對位置一致，不同的變形破壞主要集中在微型樁群樁身以及樁身和滑體表層接觸部分；模型C、D的微型群樁框架結構都能有效防止和延緩邊坡滑體整體滑移和完全破壞。模型D隔板附近裂縫更發育，主要原因是其滑移沉降更大，導致其滑體上部臨空，應力狀態發生改變。

2.2.3 樁前土壓力分析

樁前土壓力隨時間變化曲線見圖7。

由圖7（a）—圖7（c）可知：模型C第二排樁前土壓力總體隨時間對應加速度的增加呈階梯平臺式增長，其中3#測點土壓力在29.63 min（98.34g）突增后持續衰減，這是由于次生滑面使周圍土體在向前蠕動時應力松弛；2#—4#測點土壓力均在30 min（100g）左右達到峰值，峰值比為1∶1.68∶1.38。第三排樁前土壓力變化趨勢同第二排樁，滑體底層的推力被第三排樁攔擋了，而中上部的滑體推力集中被攔擋在第四排樁后，導致5#、6#測點土壓力大小相差明顯；5#測點土壓力在34.2 min時上升至峰值321.79 kPa，是6#測點峰值的3.96倍。第一排—第三排樁前滑面處土壓力最大為183.14 kPa，峰值比為1.84∶2.24∶1，可知滑面上的土壓力主要集中在第2排樁前，且在滑體被第三排樁攔擋后，第一排樁前土壓力明顯衰減；6#測點位于滑面附近，由于微型樁的攔擋和上覆土層最少，是樁間土壓力最小的位置。

由圖7（d）—圖7（f）可知：模型D中第二排樁前土壓力總體亦呈階梯平臺式增長，但相比模型C，在離心加速度100g平臺勻速運行時會出現土壓力明顯衰減現象，觀察試驗視頻和開挖跡象，分析可知微型樁在承載滑體下滑力時發生了屈服，擠壓前方土體形成裂隙，且由于滑體底部形成的次生滑面（9#、10#測點之間），9#、10#測點土壓力衰減程度大于8#測點。此外，由于微型樁的屈服、內部軟弱結構面的形成，在上方的滑體向前微小位移卸荷作用下，10#測點土壓力繼續衰減，而次生滑面上方的滑體作為一個整體繼續作用，土壓力在衰減后趨于平穩。其中9#測點土壓力通過兩個激增變化達到峰值469.7 kPa。12#測點由于滑面上滑體擠壓沉降密實處于穩定階段，而滑體淺層處11#測點由于微型樁彎曲屈服后擠壓滑體表面形成裂隙和脫空，且第四排樁前臨空，土體應力向前松弛，土壓力呈持續衰減趨勢。對比滑面上部3個土壓力曲線，第一排—第三排樁前滑面處土壓力最大為338.32 kPa，峰值比為1.28∶1.41∶1。第二排樁前土壓力達到峰值后的衰減對應了微型樁屈服后，10#測點上部土體的裂隙形成以及次生滑面松弛了土體應力，7#測點也受此影響，但軟弱結構面發育至第三排樁附近，而滑面上滑體在第四排樁前附近并未形成明顯發育的裂隙，在第三排、第四排樁的固定下，樁間土體相對穩定，故12#測點土壓力處于穩定峰值。

圖7 樁前土壓力隨時間變化曲線

在滑體荷載傳遞下，微型群樁框架結構承載性能充分發揮，在設計離心加速度下并未完全破壞，仍起到穩定邊坡的抗滑作用；模型C、D滑面處土壓力為第二排樁前最大，第一排樁前其次，第三排樁前最小。兩個模型的樁前土壓力總體增長趨勢與離心加速度的加載曲線變化趨勢相同。

2.2.4 樁身彎矩分析

不同時刻樁身彎矩沿深度變化曲線見圖8。其中受拉側彎矩為正，受壓側彎矩為負。。

圖8 樁身彎矩沿深度變化曲線

由圖8可知：模型C、D微型樁的彎矩分布均呈反S形，正負彎矩分界點在滑面附近。模型C第三排、第四排樁正負彎矩最大值比值分別為2.03、2.49；D模型為3.83、3.21。模型C第三排、第四排樁正彎矩最大值之比為1∶2.3、最大正彎矩為4.2 N·m（40g），負彎矩最大值之比為1∶2.74、最大負彎矩為12.48 N·m（100g）；模型D第三排、第四排樁正彎矩最大值之比為2.81∶1和3.69∶1，最大正彎矩為15.54 N·m（100g）、最大負彎矩為60.08 N·m（100g）。由于樁頂連梁約束下微型樁對滑體的抵抗作用和滑床對樁身的嵌固作用，樁身所受最大推力或抗力集中在靠近滑面一側。分別對比模型C、D第三排、第四排樁抗滑段和嵌固段最大彎矩對應的深度，樁身所受彎矩越大，對應點的深度越靠近滑面。由于模型C樁身在滑床的嵌固作用下傳遞荷載，最大彎矩出現在第四排樁嵌固段，滑面上抗滑段受最大受拉值也大于第三排樁上中部。模型D開挖后樁身與滑床澆筑表面有明顯破裂，表明樁身有明顯屈服，荷載傳遞后第三排樁承載了樁后滑體大部分推力，導致第三排樁抗滑段受壓值大于第四排樁，而第三排樁嵌固段受壓值也遠大于第四排樁。

綜上，樁身澆筑在基巖滑床中時，嵌固段樁身彎矩大于抗滑段，且滑床對樁身的嵌固作用和框架梁對樁群的約束固定對樁身所受彎矩的分布有重要影響。在樁-框架-土復合結構共同抗滑和樁-基巖復合結構共同作用下，樁身在滑面附近單點彎曲。對比顯示，嵌固深度較深的模型C最大彎矩更小，抗滑效果優于模型D。

3 結論

1）微型樁群框架結構聯合抗拔、抗滑能力顯著，滑體產生較大位移后仍能抵抗滑體滑移，是一種有效的邊坡加固措施。

2）相較于微型樁布樁數量，微型樁的嵌固深度對邊坡加固效果的影響更加顯著，表明嵌固深度是微型樁群框架結構設計的重要指標。

3）在離心作用下，微型樁的布設導致滑體次生滑面、淺層裂隙和樁土脫空現象的形成，直接影響滑體中不同深度土壓力的分布及其大小。滑體位移和土壓力大小的變化趨勢與離心加速度加載方式密切相關。

4）樁身在滑面分界處呈單點彎曲屈服，滑床對樁身的嵌固作用明顯；樁身彎矩呈反S形變化，嵌固段樁身所受彎矩大于抗滑段，嵌固段樁-滑床形成的復合結構對滑體下滑力的承載起關鍵作用。