地震作用下碎石土滑坡抗滑桩的变形破坏机理

孙 峰 ，孔纪名，贾 超，徐星明

(1.沈阳市勘察测绘研究院,沈阳 110004；2.中国科学院 a.山地灾害与地表过程重点实验室; b.水利部成都山地灾害与环境研究所,成都 610041；3.铁岭经济开发区建设工程质量监督站,辽宁 铁岭 112000；4.中国建筑东北设计研究院,沈阳 110006)

地震作用下碎石土滑坡抗滑桩的变形破坏机理

孙 峰1，孔纪名2a,2b，贾 超3，徐星明4

(1.沈阳市勘察测绘研究院,沈阳 110004；2.中国科学院 a.山地灾害与地表过程重点实验室; b.水利部成都山地灾害与环境研究所,成都 610041；3.铁岭经济开发区建设工程质量监督站,辽宁 铁岭 112000；4.中国建筑东北设计研究院,沈阳 110006)

为了揭示碎石土滑坡在地震荷载作用下的变形破坏模式和作用规律，采用相似材料模型试验方法，进行了以南温碎石土滑坡为原型的物理模型试验。分析了在地震荷载作用下抗滑桩不同的锚固深度下，桩位移和边坡变形情况。利用弹塑性动力固结大变形有限元模型，采用非线性分析方法，进行了一系列对比分析研究。进一步验证了碎石土滑坡的变形破坏机理。分析了不同的锚固深度下，桩顶的动位移和变形响应。通过室内物理模型试验和数值模拟分析，提出南温滑坡抗滑桩的锚固深度设置，宜为桩长的0.29～0.31倍。其设计方法和研究思路，可为相关研究提供参考和借鉴。

地震作用；碎石土滑坡；抗滑桩；变形破坏；锚固深度

1 研究背景

我国强震分布广,大型地震及其余震往往造成抗滑桩支护结构遭到不同程度的破坏。同时，由于岩土材料的组成和本构关系的复杂性，加之地震动这一随机荷载的特殊性，使得地震作用下抗滑桩的动力响应研究内容十分复杂[1-2]。因此，抗滑桩在地震作用下的动力响应和抗震稳定问题，一直是岩土地震工程界中研究的焦点与难点问题之一。这就要求我们对于支护滑坡的分析研究必须有针对性。目前在地震荷载作用下抗滑桩的锚固深度研究在科研领域还很少涉及。基于以上的认识，本文针对地震荷载作用下的碎石土滑坡抗滑桩作用机理和锚固深度，展开了相应的研究。研究结合了工程实例，通过物理模型试验和有限元模拟计算，分析了地震荷载下碎石土滑坡的变形破坏过程特点和作用规律，提出了云南省文天公路南温滑坡抗滑桩的锚固深度。本文研究成果可为该类型滑坡抗滑桩的抗震加固研究，提供相应的参考和借鉴。

2 南温滑坡的地质模型特征

滑坡位于云南省文山至麻栗坡至天保二级公路K123+930—K123+960段附近。根据现场工程测绘和勘察可知，该滑坡为碎石土滑坡，滑动带上覆岩性为块石土，滑体厚度约为17.00～22.00 m。下覆基岩为吴家坪组(P2w)强风化的片岩。滑坡横向的平均宽度约为45.00 m，纵向的平均长度约为120.00 m，滑坡体积约为4.5×104m3，滑动方向约为188°。在天然条件下，斜坡是稳定的，而在强震条件下，斜坡可能沿滑动面发生变形破坏。

图1 振动台设备照片Fig.1 Photo of the vibration table

3 物理模型试验

3.1 物理模型制作

3.1.1 振动台及其相关设备

振动台设备分为激振

电动机、调频箱、振动台和起降装置及调坡装置等设备[3]。振动台的激振力使用范围为0～12 000 kN,使用频率为0.6～60 Hz,模型箱的尺寸为3 m×0.85 m,自重约为0.25 t。相关设备见图1。

图2 物理模型照片Fig.2 Photo of the physical model of slope supported by slide-resistant piles

3.1.2 模型制作

根据相似理论，并依据本次模型试验研究特点，在此次物理模型研究试验中取南温滑坡的中轴线0.8 m宽条带为研究对象[4]，做出的试验模型满足几何相似，试验模型与滑坡原形的比例为1∶50(图2)。

试验要求模型材料具有高重度、低强度和低弹模的特性。从这一认识出发，在进行模型试验研究中，滑坡材料选择石英砂、重晶石粉、黏土、碳酸钙颗粒、水、甘油、乳胶(与水配制10%的胶液)为试验材料，配制成4组同成份和比例的试验材料(见表1)。

表1 相似材料配合比及强度试验

通过对其力学性质的试验比较，由重晶石粉、石英砂、碳酸盐颗粒、乳胶组合构成的相似材料4号样能较好地满足模型试验的要求。因此，将这组材料作为模型试验的基本材料。并在自然状态下干燥48 h后，经过试验验证其具有碎石土性质。经测试滑床土体重度为28.2 kN/m3，内摩擦角29.0°，内聚力19.0 kPa。由于报纸的持水性和吸水性较好，因此，本次试验以报纸作为滑面，经测试其摩擦系数为0.20。

根据文献[5]，本次试验采用微混凝土。其具体质量配合比见表2，其中水泥标号为325。

表2 微混凝土质量配合比

3.1.3 测试内容及测点布置

模型桩共分3组，每组均有2根桩(分别定义为1号、2号桩)，其中模型桩的横断面尺寸为45 mm×35 mm，模型桩的桩间距均为14 cm，位移测点如图3所示。模型几何尺寸以及地震波参数在试验中均不变。第1组锚固深度为0.20 m，第2组锚固深度为0.16 m，第3组锚固深度为0.12 m，以测试锚固深度对边坡变形的影响。

图3 试验的物理模型

3.1.4 试验参数

地震波试验参数信息如表3和图4所示。

注：Axmax为水平向最大加速度；Aymax为竖向最大加速度

图4 地震波水平向加速度曲线

图5 不同测点处位移随震动时间的变化Fig.5 Displacements of pile at different positions vs. time

3.2 数据分析

3.2.1 地震荷载作用下的抗滑桩支护滑坡变形破坏分析

以在自然状态下的锚固深度为16 cm的抗滑桩支护滑坡为代表，研究其在地震力作用下的破坏模式和过程，揭示在地震荷载作用下抗滑桩支护边坡的破坏模式和作用受力规律。位移的检测是通过全站仪进行检测，其数值为位移的变化量，即为位移的竖直位移和水平向位移的矢量和。不同测处位移随震动时间的变化见图5。

通过对图5(a)中1号桩的位移观测可以看出，在前15 s的震动时间内，抗滑桩前部水平坡体有明显下挫现象，说明随着震动时间增加土体由松散变得密实，而在15～135 s之间的震动时间内近似为一条平滑曲线，说明抗滑桩起到了阻滑的作用，桩前土体变形日趋稳定。而在135 s之后，由于桩间土拱失效，以及桩前土体的滑出，导致桩前土体变形加大，加剧了下滑的趋势，直至在最后15 s内，位移发生突变，抗滑桩与桩前土体发生了整体滑动。通过此次试验，验证了地震荷载作用下抗滑桩的失效本质是地震荷载反复作用下不断累积损伤的结果。

通过对图5(b)中2号测点的位移观测可以看出:在前15 s的震动时间内，抗滑桩前部水平坡体也有明显下挫现象，说明随着震动土体由松散变得密实;而在15～135 s之间的震动时间内近似为一条平滑曲线，说明抗滑桩起到了阻滑的作用，桩前土体变形日趋稳定，抗滑桩前部坡体在震动后有水平向贯通裂缝，伴随着震动裂缝逐渐加宽加长;而在135 s之后，由于桩间土拱失效，以及桩前土体的滑出，导致桩前土体变形加大，加剧了下滑的趋势;在最后15 s内，位移发生突变，桩前土体与抗滑桩整体滑动。进一步验证了地震荷载作用下抗滑桩的失效本质是地震荷载反复作用下不断累积损伤的结果。

图6 不同锚固深度下3号测点和5号测点位移随震动时间变化曲线Fig.6 Displacements of point 3# and point 5# in the presence of varying anchorage depth vs. time

3.2.2 不同锚固深度下抗震加固作用对比分析

不同锚固深度下测点位移随震动变化曲线见图6。

通过对图6(a)的分析可知，在地震荷载的作用下，随着锚固深度的加大，桩位移也减小。锚固深度为20 cm时的桩位移曲线可以近似认为一条直线，在试验过程中没有位移突变点出现，滑坡在锚固深度20 cm时基本上没有发生较大破坏，抗滑桩基本上没有发生较大的滑动。这些现象说明抗滑桩在锚固深度20 cm抗震加固作用效果较好，但于此同时锚固深度较大也加大了工程造价。我们进一步通过锚固深度为12 cm和16 cm的变形曲线可以观察得出，2条曲线都显示出位移突变点，而位移突变点恰恰可以作为抗滑桩锚固段发生破坏和抗滑桩失去抗滑作用的特征时间点。在锚固深度为16 cm时，在振动120 s和180 s时分别出现了位移突变点，120 s对应的时间点是抗滑桩桩周土体发生了突然塌滑，这正说明了抗滑桩锚固段已经发生破坏。180 s对应的时间点是桩后土体突然塌滑的时间点，这个现象说明此时抗滑桩已经完全失去了抗滑作用。锚固深度12 cm时的变形曲线可以近似认为一条倾斜直线，说明抗滑桩在锚固深度12 cm时锚固段一直发生滑移，即锚固段土体一直被破坏，说明锚固段土体在地震荷载作用下一直都不稳定，这显然说明抗滑桩一直没有发挥出抗滑作用。综上所述，当锚固深度较小时，抗滑桩抗震支护效果也较差。所以，我们合理选择锚固深度，不仅有利于充分发挥抗滑桩的抗震加固效果，而且又经济，所以这方面的研究有很重要的意义。

通过对图6(b)的分析可知：坡脚处的坡面在地震的初始阶段，位移的变形都很小，都只是表面土体的散落；锚固深度为20 cm和锚固深度为16 cm的变形位移曲线都有突变点，具体表现形式为坡脚土体突然塌滑。这进一步验证了抗滑桩支护边坡在地震作用下破坏的表现形式通常为由渐进变形破坏逐渐发展，直到突然破坏的表现形式。

通过此次室内物理模型试验分析得出，在地震荷载作用下的自然状态的南温碎石土滑坡中，抗滑桩的锚固深度推荐为0.29～0.31桩长。

4 数值模拟

4.1 数值模拟模型的建立

计算采用的是弹塑性动力有限元模型。采用大变形弹塑性模型更能反映碎石土土体的实际工作状态[6]。数值计算模型和试验模型对应的都是典型实例的南温碎石土滑坡。取典型点的碎石土滑坡高度为58.0 m、桩截面宽为1.5 m、高为2.0 m，桩纵向土体取距桩中心7.0 m，纵向桩间距为6.0 m，滑动面以上土体厚18.0 m。锚固深度分别取为10.0，9.0，8.0，7.0，6.0 m。采用有限元ANSYS进行计算，滑动带和抗滑桩均采用接触单元进行模拟。滑动土体、滑动带及滑床的计算参数均采用初始值(即无地下水作用时的天然状态)[7]。抗滑桩的计算参数，本文采用现场试验与室内试验和参数反算等方法来进行综合分析确定，具体参数如表4[8]所示。

表4 材料物理力学参数

图7 天津波竖向加速度时程曲线Fig.7 Time-history curve of vertical acceleration of Tianjin seismic wave

本文结构分析使用瞬态动力学分析[9]。输入的地震波为“天津地震记录(1976)”，时间间隔为0.01 s，记录时长为4.9 s，场地为3类[10]。对于实际地震记录，天津波的最大竖向加速度为aymax=0.755 6 m/s2(见图7),因此，在地震波的计算过程中必须将实际地震记录的峰值折算成所需的基本烈度。一般竖向加速度ay=a/2,其中a=0.125g,天津地震基本烈度为7度，则有

(1)

图8 滑坡的累积塑性总位移最终矢量图Fig.8 Final vectorgraph of total plastic displacement of slope

4.2 地震条件下抗滑桩支护滑坡的变形破坏分析

如图8所示，滑坡和抗滑桩在地震过程中累积的塑性总位移是由上至下逐渐减小，最大位移位于坡面。靠近基岩部位的塑性总位移相对于桩和周围土体较小，这说明抗滑桩起到了较好的支护效果。动力计算结果显示抗滑桩下侧有下压土体，抗滑桩上侧有上拔的趋势，这个现象显示抗滑桩发生了不同程度的倾覆，以后在抗震设计中应重视。由以上的分析可以得出，滑坡塑性总位移的向量与方向对边坡加固分析至关重要，因为滑坡的塑性总位移的向量与方向是水平向和垂直向的向量与方向的总和。因此，在以后的抗滑桩抗震设计中，不能只一味地考虑水平方向的位移,也应该考虑垂直方向位移的影响。这也显示了利用有限元动力分析计算抗滑桩支护滑坡的可取之处。

4.3 不同锚固深度下的抗滑桩支护滑坡的对比分析

本文采用锚固深度10，9，8，7，6 m(对应的桩长为30，29，28，27，26 m)的5组峰值数据进行抗滑桩锚固深度计算，得到在不同锚固深度地震荷载作用下抗滑桩对滑坡的支挡作用效果，从而确定最佳的锚固段深度。

图9 桩顶峰值位移随锚固深度变化的曲线Fig.9 Curve of peak displacement of pile top vs. anchorage depth

通过对图9的观察可以得出：随着锚固深度减小，桩顶的水平峰值位移越来越大；而且锚固深度超过8 m时，抗滑桩桩顶位移的变化幅度很小，说明在此区间内减小抗滑桩的锚固深度，对抗滑桩的桩顶峰值位移影响不大。也就是说，28 m抗滑桩在锚固深度超过8 m时，对滑坡的抗滑作用表现的不是很明显，存在一定程度的浪费。当抗滑桩的锚固深度在7 m的时候，桩顶最大位移为16.7 mm，大于规范的要求，存在抗滑桩在地震荷载作用下产生滑动的可能性。通过数值模拟分析得出，在地震荷载作用下的自然状态的南温碎石土滑坡中，抗滑桩的锚固深度推荐为(0.29～0.31)桩长。

5 结 论

(1) 利用室内物理模型试验的手段，再现了在地震作用下抗滑桩支护碎石土边坡的破坏变形过程。边坡位移的变形表现形式为平缓变形到变形突然加剧，验证了抗滑桩支护边坡在地震作用下破坏的表现形式通常为渐进变形破坏逐渐发展，直到突然破坏的表现形式。而抗滑桩位移变形则验证地震荷载作用下抗滑桩的失效本质是地震荷载反复作用下不断累积损伤的结果。

(2) 边坡动力计算结果显示的塑性总位移的最大位移发生在滑体表面，抗滑桩桩身的塑性总位移的最大位移发生在桩顶。滑坡中的抗滑桩有下侧下压土体，上侧上拔的趋势，这些变化趋势在抗震设计中应引起重视。并提出了在以后设计中更应该重视垂直位移的重要性。

(3) 利用室内物理模型试验和数值模拟对于地震荷载作用下不同锚固深度的支挡作用效果进行了分析。得出如果按照以往碎石土土层治理的经验，锚固深度如果设置较大，锚固段就会有很大一部分未能充分发挥抗滑桩的作用，这样就存在浪费现象。若锚固深度太小，在地震荷载作用下抗滑桩支护滑坡就会发生动力破坏，不满足支护要求。通过室内物理模型试验和数值模拟分析，得出在地震荷载作用下的自然状态的南温碎石土滑坡中，抗滑桩的锚固深度推荐为(0.29～0.31)桩长。

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[10]陈 芳，田 凯．降雨入渗作用下土质斜坡稳定性的数值分析[J]．长江科学院院报，2013， 30(12)：69-73．

(编辑：姜小兰)

Mechanism of Deformation Failure of Anti-slide Piles in Debris Landslide under Earthquake Action

SUN Feng1, KONG Ji-ming2, JIA Chao3, XU Xing-ming4

(1.Shenyang Geotechnical Investigation & Surveying Research Institute, Shenyang 110004, China; 2.Key Laboratory of Mountain Hazards and Surface Process/Institute of Mountain Hazards and Environment, Chinese Academy of Science, Chengdu 610041, China; 3.Construction Quality Supervision Station of the Tieling Economic and Technological Development Zone, Tieling 112000, China; 4.China Northeast Architecture Design and Research Institute, Shenyang 110006, China)

Physical model test with similar materials for Nanwen debris landslide was conducted to reveal the deformation failure mode of debris landslide under earthquake load. The displacement of anti-slide piles of different depths and the deformations of slope under earthquake load were analyzed. Furthermore, a non-linear finite element model of elastic-plastic dynamic consolidation of large strain was built to verify the deformation failure of debris landslide. The dynamic displacement of pile top and the deformation response of pile of varying depth were analyzed. The embedded depth of anti-slide piles should be 0.29-0.31 times the pile length for Nanwen debris landslide. The model design method and research idea could offer reference for related researches.

earthquake action; debris landslide; anti-slide piles; deformation and failure; anchorage depth

2016-03-29；

2016-05-03

国家自然科学基金重点项目(50639070)；云南省交通运输厅科技教育专项资金项目(2010(A) 08-b)

孙 峰(1979-)，男，辽宁开原人，工程师，博士，研究方向为地质勘察与地质灾害研究，(电话)18698880981(电子信箱)597736357@qq.com。

10.11988/ckyyb.20160290

2017,34(7):77-81

U216.419.1

A

1001-5485(2017)07-0077-05