王定軍段 羅王舉偉 王婉婷徐前衛(wèi)

（1.中鐵二局第五工程有限公司，610091，成都；2.同濟(jì)大學(xué)交通運(yùn)輸工程學(xué)院，201804，上?！蔚谝蛔髡撸こ處煟?/p>

邊坡穩(wěn)定性分析的方法主要有極限平衡法及有限元強(qiáng)度折減法等。極限平衡法需要首先確定邊坡潛在破壞滑動(dòng)面的位置和形狀，在此基礎(chǔ)上通過搜索迭代確定最危險(xiǎn)的滑動(dòng)面，找出邊坡最終破壞形式，由于方法本身沒有考慮到土體的應(yīng)力-應(yīng)變關(guān)系，故不能求出坡體的真實(shí)受力和變形情況［1］。大量的工程實(shí)踐充分表明，坡體的穩(wěn)定不僅和坡體內(nèi)應(yīng)力水平直接相關(guān)，而且和變形有著相當(dāng)密切的聯(lián)系，即坡體失穩(wěn)往往伴隨著較大的豎向沉降和側(cè)向變形［2］。有限元強(qiáng)度折減法的優(yōu)勢(shì)在于不僅能充分考慮土體的非線性本構(gòu)關(guān)系，使得邊坡穩(wěn)定性分析結(jié)果更加準(zhǔn)確，而且還能反應(yīng)邊坡失穩(wěn)過程中土體的應(yīng)力和變形的發(fā)展規(guī)律，因此得到了廣泛的應(yīng)用［3］。

本文以某明挖隧道段基坑邊坡為例，運(yùn)用有限元強(qiáng)度折減法對(duì)淤泥質(zhì)軟土基坑邊坡在開挖過程中出現(xiàn)的較大地表沉降和邊坡位移現(xiàn)象進(jìn)行穩(wěn)定性分析，在此基礎(chǔ)上提出了在坡腳注漿、堆土反壓加固和設(shè)置鋼板樁，以及在坡腳注漿和設(shè)置抗滑樁等加固方案，經(jīng)對(duì)比分析后給出了優(yōu)選加固方案，以防止基坑邊坡出現(xiàn)進(jìn)一步破壞，從而為基坑工程的設(shè)計(jì)與施工提供借鑒和指導(dǎo)。

1 有限元強(qiáng)度折減法

有限元強(qiáng)度折減法就是在理想彈塑性有限元計(jì)算中，將邊坡巖土體的抗剪切強(qiáng)度參數(shù)逐漸降低直到其達(dá)到破壞狀態(tài)為止。有限元計(jì)算可自動(dòng)根據(jù)彈塑性計(jì)算結(jié)果中塑性應(yīng)變和位移突變的地帶找到破壞滑動(dòng)面，同時(shí)得到邊坡的強(qiáng)度儲(chǔ)備安全系數(shù)［3］。文獻(xiàn)［2］將邊坡的安全系數(shù)定義為使邊坡剛好達(dá)到臨界破壞狀態(tài)時(shí)，對(duì)巖土體剪切強(qiáng)度進(jìn)行折減的程度，即巖土體實(shí)際抗剪強(qiáng)度與臨界破壞時(shí)的抗剪強(qiáng)度的比值?？梢?，有限元強(qiáng)度折減法即通過有限元數(shù)值模擬不斷折減巖土體的抗剪切強(qiáng)度相關(guān)參數(shù)，得到邊坡最終失穩(wěn)破壞時(shí)的安全系數(shù)。

邊坡失穩(wěn)的有限元計(jì)算結(jié)果的判別方式尚存在爭(zhēng)議。比較廣泛認(rèn)可的判別方式主要有：以力和位移的不收斂作為邊坡失穩(wěn)的標(biāo)志,以廣義塑性應(yīng)變或等效塑性應(yīng)變從坡腳到坡頂貫通作為邊坡破壞的標(biāo)志,以特征部位的位移發(fā)生突變作為邊坡失穩(wěn)的標(biāo)志［3］。

有限元強(qiáng)度折減法認(rèn)為滑動(dòng)面的塑性區(qū)貫通是巖土體破壞的必要條件，但不是充分條件。故巖土體破壞的標(biāo)志應(yīng)該是部分土體產(chǎn)生無限發(fā)展的很大位移，且滑體由靜止?fàn)顟B(tài)變?yōu)檫\(yùn)動(dòng)狀態(tài)。此時(shí)，滑移面上的應(yīng)變或者位移出現(xiàn)突變。這種突變會(huì)引起有限元計(jì)算的不收斂。因此，在應(yīng)用有限元強(qiáng)度折減法時(shí)，一般采用數(shù)值計(jì)算是否收斂作為土體破壞的依據(jù)［4-5］。

本文采用巖土工程有限元軟件ZSOIL進(jìn)行數(shù)值模擬計(jì)算，巖土體本構(gòu)關(guān)系采用Mohr-Coulomb模型。如假設(shè)折減系數(shù)為F，則

cF=c/F （1）

tan φF=tan φ/F （2）

式中：

c——折減前巖土體的黏聚力；

cF——折減后巖土體的黏聚力；

φ——折減前的巖土體內(nèi)摩擦角；

φF——折減后的巖土體內(nèi)摩擦角；

σ——折減后的巖土體法向應(yīng)力。

在計(jì)算過程中，折減系數(shù)的初始值要相應(yīng)取小，以保證邊坡在計(jì)算開始時(shí)處于彈性階段［6］。不斷增大F，直至邊坡發(fā)生失穩(wěn)，即有限元計(jì)算結(jié)果不收斂。此時(shí)的折減系數(shù)即為該邊坡的安全系數(shù)FS。

2 工程概況

2.1 工程背景

下沉式隧道全長(zhǎng)約3 km，采取明挖基坑法修建，基坑圍護(hù)采用懸臂式支護(hù)樁方式，其主體結(jié)構(gòu)分為閉合框架和U型槽結(jié)構(gòu)兩種形式。明挖閉合框架段與U型槽段的寬度均為38.2 m。兩段圍護(hù)結(jié)構(gòu)一致。圍護(hù)結(jié)構(gòu)采用φ100 cm@110 cm鉆孔灌注樁及φ60 cm高壓旋噴樁。樁間掛網(wǎng)噴混凝土，樁頂設(shè)截面為100 cm×100 cm的冠梁。閉合框架段圍護(hù)結(jié)構(gòu)見圖1。邊坡放坡率為1∶1.75，坡腳距基坑壁5 m，坡面采用掛網(wǎng)噴混凝土防護(hù)。坑內(nèi)降水采用大口徑管井。橫向設(shè)置兩排管井，其縱向間距為15 m。

圖1 閉合框架段圍護(hù)結(jié)構(gòu)剖面圖

2.2 工程地質(zhì)

工程原始地貌為海積沖積平原，地勢(shì)平坦，沿線微地貌發(fā)育，主要發(fā)育沖洪積平原及其間溝谷、淺海區(qū)及海陸交互沉積區(qū)地貌。地質(zhì)勘查資料顯示，場(chǎng)地范圍內(nèi)地層自上而下依次為①3人工填土、③1淤泥、⑤1黏土、⑤2粗砂、⑧砂質(zhì)黏土。其巖土體物理力學(xué)參數(shù)指標(biāo)如表1所示。擬建場(chǎng)地屬圍海造地區(qū)域，開挖場(chǎng)地在3.2～13.6 m深度范圍內(nèi)存在淤泥土層，屬于不良地質(zhì)的軟弱地層，具有較高壓縮性和透水性，其在長(zhǎng)期固結(jié)過程中會(huì)緩慢產(chǎn)生變形，容易導(dǎo)致邊坡產(chǎn)生較大的水平位移和地面沉降。

勘察區(qū)內(nèi)水系發(fā)育，隸屬珠江三角洲入?？谒怠５乇硭饕獮楹Ｋ?、河流及少量池塘水和溝渠水。地下水類型主要有第四系松散層中的上層滯水、孔隙潛水兩種。地下水位埋深在2～8 m左右。

表1 主要土層物理力學(xué)性質(zhì)指標(biāo)

2.3 存在問題

在工程施工過程中，隨著邊坡的開挖，地表沉降及坡頂水平豎直位移都不斷增加，部分地段監(jiān)測(cè)數(shù)據(jù)已經(jīng)超過了預(yù)警值24 mm，甚至達(dá)到了控制值30 mm。個(gè)別斷面處出現(xiàn)較寬的地表裂縫，下沉明顯，邊坡表面的變形量持續(xù)增多。

地表監(jiān)測(cè)數(shù)據(jù)顯示：地表最大累積沉降達(dá)29.95mm，平均沉降速率為1.24 mm/d；最大邊坡水平累積位移為31 mm，平均位移變化速率為2.00 mm/d；最大豎直累積位移為27 mm，平均位移變化速率為2.00 mm/d。這表明，邊坡可能出現(xiàn)失穩(wěn)變形。

為了確保施工安全，一方面，需對(duì)邊坡穩(wěn)定性進(jìn)行分析，找出潛在的滑移面；另一方面，為了控制邊坡的進(jìn)一步變形破壞，必須進(jìn)行必要的邊坡加固處理。

3 邊坡穩(wěn)定性分析

3.1 計(jì)算模型

根據(jù)設(shè)計(jì)要求，先在主體結(jié)構(gòu)施工之前放坡開挖，再進(jìn)行基坑開挖。故邊坡穩(wěn)定性分析只對(duì)放坡開挖過程進(jìn)行模擬，其計(jì)算模型如圖2所示。計(jì)算時(shí)，取實(shí)際基坑的南側(cè)一半原始邊坡進(jìn)行研究分析，并對(duì)基坑開挖前且尚未設(shè)置圍護(hù)結(jié)構(gòu)的土質(zhì)邊坡的穩(wěn)定性進(jìn)行計(jì)算分析。計(jì)算模型長(zhǎng)57 m，高度為30 m，按平面應(yīng)變問題處理。模型邊坡采用1∶1.75坡率，分別以高度1.2 m和8 m兩級(jí)放坡，邊坡總高度為9.2 m，其中淤泥層以上的邊坡高度為6.2 m。土體采用實(shí)體單元模擬。模型為上部為自由邊界，左右兩側(cè)為水平約束邊界，底面為固定約束邊界。計(jì)算時(shí)設(shè)定F的初始值為0.5，每次增大0.05，直至邊坡失穩(wěn)破壞，有限元計(jì)算結(jié)果不收斂為止。

圖2 邊坡穩(wěn)定性分析模型

3.2 計(jì)算結(jié)果分析

圖3為F同坡頂和坡腳監(jiān)測(cè)點(diǎn)位移的關(guān)系曲線。由圖3可見，隨著F的增大，監(jiān)測(cè)點(diǎn)位移也增大，尤以坡腳處為甚。有限元計(jì)算結(jié)果顯示，當(dāng)F=0.63時(shí)，坡頂和坡腳的水平位移基本同時(shí)發(fā)生突變，邊坡發(fā)生失穩(wěn)，故FS=0.63。

圖4為邊坡失穩(wěn)時(shí)的總位移云圖。由圖4可以看出，靠近坡腳處的變形和剪切應(yīng)變均較大。這說明坡體失穩(wěn)破壞首先出現(xiàn)在坡腳位置，隨后自下而上逐漸發(fā)展，最終從坡腳貫穿至坡頂，且形成的滑移面主要穿越淤質(zhì)軟土層。

圖3 原始邊坡水平位移變化曲線

可見，在不采取任何加固措施的情況下，邊坡的安全系數(shù)小于1，將產(chǎn)生非常嚴(yán)重的滑動(dòng)破壞，并最終形成從坡腳貫穿至坡頂?shù)幕瑒?dòng)面。因此，為防止邊坡進(jìn)一步失穩(wěn)滑動(dòng)破壞，應(yīng)及時(shí)對(duì)坡體進(jìn)行加固，而且宜重點(diǎn)加固坡腳部位。

圖4 邊坡失穩(wěn)時(shí)的總位移云圖

4 邊坡加固方案

目前較為常用的軟土邊坡加固處理方法有注漿加固、設(shè)置抗滑樁、鋼板樁支擋以及錨桿（索）復(fù)合支擋加固等［7-8］。根據(jù)邊坡穩(wěn)定性分析結(jié)果及工程實(shí)際情況提出了兩個(gè)加固方案。

4.1 加固方案一

方案一為坡腳加固、加設(shè)鋼板樁并堆土反壓方案。首先，采取對(duì)基坑鉆孔灌注墻外側(cè)6 m范圍內(nèi)的坡腳土體，用42.5級(jí)普通硅酸鹽水泥進(jìn)行攪拌加固，且加固深度為14 m；然后在坡面加設(shè)1道12 m長(zhǎng)的鋼板樁，并在坑內(nèi)7 m寬范圍內(nèi)鋪設(shè)5 m高的反壓土。

為驗(yàn)證加固方案一的可行性，進(jìn)行了基于有限元強(qiáng)度折減法的數(shù)值模擬計(jì)算。有限元計(jì)算模型如圖5所示。模型基本參數(shù)與原始邊坡模型參數(shù)相同?；鱼@孔灌注樁及攪拌加固后的土體均為實(shí)體單元模擬，鋼板樁用梁?jiǎn)卧M，相關(guān)參數(shù)如表2所示。

計(jì)算過程中F初始值為0.50，每次增加0.05，直至邊坡失穩(wěn)破壞，有限元計(jì)算結(jié)果不收斂為止。經(jīng)計(jì)算，邊坡加固后的FS=1.35。根據(jù)文獻(xiàn)［8］GB 50330—2013《建筑邊坡工程技術(shù)規(guī)范》，臨時(shí)一級(jí)邊坡的穩(wěn)定安全系數(shù)不應(yīng)小于1.25。可見，采用方案一加固后的邊坡穩(wěn)定性滿足規(guī)范要求。

圖7 方案一的邊坡水平位移變化曲線

圖5 方案一計(jì)算模型

表2 主要材料物理力學(xué)性質(zhì)指標(biāo)

圖6為方案一邊坡失穩(wěn)時(shí)的總位移云圖。由圖6可以看出，失穩(wěn)主要發(fā)生在基坑內(nèi)部反壓土范圍內(nèi)的小邊坡滑坡。圖7為F與坡頂和坡腳監(jiān)測(cè)點(diǎn)位移變化關(guān)系。當(dāng)F=FS時(shí)，邊坡滑移面頂部和底部水平位移發(fā)生突變，并且在突變前都保持在邊坡位移預(yù)警值之內(nèi)。由此可見，本方案雖然提高了邊坡安全系數(shù)，但反壓土只能短期控制邊坡變形，且更容易發(fā)展成小范圍的滑坡，對(duì)施工安全和便利都造成了一定的影響。

4.2 加固方案二

圖6 方案一邊坡失穩(wěn)時(shí)的總位移云圖

方案二為坡腳加固并設(shè)置抗滑樁方案。主要是改變放坡高度、對(duì)坡腳土體加固，并設(shè)置抗滑樁。首先，以坡率1：1.75分別按高度3.1 m和6.1 m兩級(jí)放坡；然后，對(duì)位于已施工基坑鉆孔樁墻外側(cè)6 m范圍內(nèi)的邊坡坡腳土體，以42.5級(jí)普通硅酸鹽水泥進(jìn)行攪拌加固，加固深度為11 m；最后，自邊坡坡面中部向上按3 m的間距設(shè)置3排截面為500 mm×500 mm的高壓旋噴抗滑樁。3排抗滑樁的樁長(zhǎng)分別為9 m、10 m、10 m。旋噴樁與圍護(hù)結(jié)構(gòu)材料相同。

方案二的有限元計(jì)算模型如圖8所示。其中抗滑樁用梁?jiǎn)卧M。經(jīng)計(jì)算，原始邊坡的FS=1.65?？梢?，方案二的邊坡穩(wěn)定性得到了極大提高。

圖8 方案二計(jì)算模型

圖9為方案二邊坡失穩(wěn)時(shí)的總位移云圖。由圖9可見，有限元計(jì)算結(jié)果不收斂的主要原因是第一排抗滑樁處土體達(dá)到極限狀態(tài)。邊坡整體失穩(wěn)的潛在滑移面相比加固前有上移趨勢(shì)。圖10為與坡頂和坡腳監(jiān)測(cè)點(diǎn)位移關(guān)系。當(dāng)F=FS時(shí)，邊坡坡頂和坡腳基本同時(shí)發(fā)生位移突變，但在發(fā)生突變前都保持在邊坡位移預(yù)警值范圍內(nèi)。由此可見，抗滑樁的設(shè)置能有效阻擋邊坡塑性區(qū)的貫通。

圖9 方案二邊坡失穩(wěn)時(shí)的總位移云圖

圖10 方案二的邊坡水平位移變化曲線

4.3 方案比選

與方案一相比，方案二更便于施工，且沒有潛在的二次滑坡。從綜合效果來看，方案二是較優(yōu)選擇。

5 結(jié)語

本文利用有限元強(qiáng)度折減法分析了某工程淤泥質(zhì)土基坑邊坡穩(wěn)定性；根據(jù)計(jì)算結(jié)果及實(shí)際監(jiān)測(cè)數(shù)據(jù)，分析對(duì)邊坡變形特征和失穩(wěn)機(jī)理提出了相應(yīng)的加固方案。

有限元計(jì)算結(jié)果表明，計(jì)算所得原邊坡安全系數(shù)已小于規(guī)范值，故在邊坡開挖后，土體將因失穩(wěn)而破壞，并形成從坡腳貫通到坡頂滑動(dòng)面，且穿越淤泥質(zhì)軟弱土層，邊坡變形較大需及時(shí)加固處理。

相對(duì)而言，坡腳注漿加固及鋼板樁攔截淤泥土層加固方案加固效果不是很理想。坡腳的加固并不能從根本上抑制邊坡失穩(wěn)變形；堆土反壓不僅阻礙施工，更會(huì)引發(fā)小范圍的滑坡變形。

坡腳注漿加固及抗滑樁加固方案能較大程度提高邊坡的安全穩(wěn)定系數(shù)，并能抑制邊坡中上部變形發(fā)展。在實(shí)際施工過程中，可根據(jù)現(xiàn)場(chǎng)實(shí)測(cè)數(shù)據(jù)適當(dāng)改變樁間距或調(diào)整抗滑樁數(shù)量。

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