淤泥質軟土基坑邊坡穩定性分析及其加固方案研究*

王定軍段 羅王舉偉 王婉婷徐前衛

（1.中鐵二局第五工程有限公司，610091，成都；2.同濟大學交通運輸工程學院，201804，上海∥第一作者，工程師）

邊坡穩定性分析的方法主要有極限平衡法及有限元強度折減法等。極限平衡法需要首先確定邊坡潛在破壞滑動面的位置和形狀，在此基礎上通過搜索迭代確定最危險的滑動面，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力-應變關系，故不能求出坡體的真實受力和變形情況［1］。大量的工程實踐充分表明，坡體的穩定不僅和坡體內應力水平直接相關，而且和變形有著相當密切的聯系，即坡體失穩往往伴隨著較大的豎向沉降和側向變形［2］。有限元強度折減法的優勢在于不僅能充分考慮土體的非線性本構關系，使得邊坡穩定性分析結果更加準確，而且還能反應邊坡失穩過程中土體的應力和變形的發展規律，因此得到了廣泛的應用［3］。

本文以某明挖隧道段基坑邊坡為例，運用有限元強度折減法對淤泥質軟土基坑邊坡在開挖過程中出現的較大地表沉降和邊坡位移現象進行穩定性分析，在此基礎上提出了在坡腳注漿、堆土反壓加固和設置鋼板樁，以及在坡腳注漿和設置抗滑樁等加固方案，經對比分析后給出了優選加固方案，以防止基坑邊坡出現進一步破壞，從而為基坑工程的設計與施工提供借鑒和指導。

1 有限元強度折減法

有限元強度折減法就是在理想彈塑性有限元計算中，將邊坡巖土體的抗剪切強度參數逐漸降低直到其達到破壞狀態為止。有限元計算可自動根據彈塑性計算結果中塑性應變和位移突變的地帶找到破壞滑動面，同時得到邊坡的強度儲備安全系數［3］。文獻［2］將邊坡的安全系數定義為使邊坡剛好達到臨界破壞狀態時，對巖土體剪切強度進行折減的程度，即巖土體實際抗剪強度與臨界破壞時的抗剪強度的比值。可見，有限元強度折減法即通過有限元數值模擬不斷折減巖土體的抗剪切強度相關參數，得到邊坡最終失穩破壞時的安全系數。

邊坡失穩的有限元計算結果的判別方式尚存在爭議。比較廣泛認可的判別方式主要有：以力和位移的不收斂作為邊坡失穩的標志,以廣義塑性應變或等效塑性應變從坡腳到坡頂貫通作為邊坡破壞的標志,以特征部位的位移發生突變作為邊坡失穩的標志［3］。

有限元強度折減法認為滑動面的塑性區貫通是巖土體破壞的必要條件，但不是充分條件。故巖土體破壞的標志應該是部分土體產生無限發展的很大位移，且滑體由靜止狀態變為運動狀態。此時，滑移面上的應變或者位移出現突變。這種突變會引起有限元計算的不收斂。因此，在應用有限元強度折減法時，一般采用數值計算是否收斂作為土體破壞的依據［4-5］。

本文采用巖土工程有限元軟件ZSOIL進行數值模擬計算，巖土體本構關系采用Mohr-Coulomb模型。如假設折減系數為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——折減前的巖土體內摩擦角；

φF——折減后的巖土體內摩擦角；

σ——折減后的巖土體法向應力。

在計算過程中，折減系數的初始值要相應取小，以保證邊坡在計算開始時處于彈性階段［6］。不斷增大F，直至邊坡發生失穩，即有限元計算結果不收斂。此時的折減系數即為該邊坡的安全系數FS。

2 工程概況

2.1 工程背景

下沉式隧道全長約3 km，采取明挖基坑法修建，基坑圍護采用懸臂式支護樁方式，其主體結構分為閉合框架和U型槽結構兩種形式。明挖閉合框架段與U型槽段的寬度均為38.2 m。兩段圍護結構一致。圍護結構采用φ100 cm@110 cm鉆孔灌注樁及φ60 cm高壓旋噴樁。樁間掛網噴混凝土，樁頂設截面為100 cm×100 cm的冠梁。閉合框架段圍護結構見圖1。邊坡放坡率為1∶1.75，坡腳距基坑壁5 m，坡面采用掛網噴混凝土防護。坑內降水采用大口徑管井。橫向設置兩排管井，其縱向間距為15 m。

圖1 閉合框架段圍護結構剖面圖

2.2 工程地質

工程原始地貌為海積沖積平原，地勢平坦，沿線微地貌發育，主要發育沖洪積平原及其間溝谷、淺海區及海陸交互沉積區地貌。地質勘查資料顯示，場地范圍內地層自上而下依次為①3人工填土、③1淤泥、⑤1黏土、⑤2粗砂、⑧砂質黏土。其巖土體物理力學參數指標如表1所示。擬建場地屬圍海造地區域，開挖場地在3.2～13.6 m深度范圍內存在淤泥土層，屬于不良地質的軟弱地層，具有較高壓縮性和透水性，其在長期固結過程中會緩慢產生變形，容易導致邊坡產生較大的水平位移和地面沉降。

勘察區內水系發育，隸屬珠江三角洲入海口水系。地表水主要為海水、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 主要土層物理力學性質指標

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，部分地段監測數據已經超過了預警值24 mm，甚至達到了控制值30 mm。個別斷面處出現較寬的地表裂縫，下沉明顯，邊坡表面的變形量持續增多。

地表監測數據顯示：地表最大累積沉降達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，邊坡可能出現失穩變形。

為了確保施工安全，一方面，需對邊坡穩定性進行分析，找出潛在的滑移面；另一方面，為了控制邊坡的進一步變形破壞，必須進行必要的邊坡加固處理。

3 邊坡穩定性分析

3.1 計算模型

根據設計要求，先在主體結構施工之前放坡開挖，再進行基坑開挖。故邊坡穩定性分析只對放坡開挖過程進行模擬，其計算模型如圖2所示。計算時，取實際基坑的南側一半原始邊坡進行研究分析，并對基坑開挖前且尚未設置圍護結構的土質邊坡的穩定性進行計算分析。計算模型長57 m，高度為30 m，按平面應變問題處理。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。土體采用實體單元模擬。模型為上部為自由邊界，左右兩側為水平約束邊界，底面為固定約束邊界。計算時設定F的初始值為0.5，每次增大0.05，直至邊坡失穩破壞，有限元計算結果不收斂為止。

圖2 邊坡穩定性分析模型

3.2 計算結果分析

圖3為F同坡頂和坡腳監測點位移的關系曲線。由圖3可見，隨著F的增大，監測點位移也增大，尤以坡腳處為甚。有限元計算結果顯示，當F=0.63時，坡頂和坡腳的水平位移基本同時發生突變，邊坡發生失穩，故FS=0.63。

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

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，邊坡的安全系數小于1，將產生非常嚴重的滑動破壞，并最終形成從坡腳貫穿至坡頂的滑動面。因此，為防止邊坡進一步失穩滑動破壞，應及時對坡體進行加固，而且宜重點加固坡腳部位。

圖4 邊坡失穩時的總位移云圖

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、設置抗滑樁、鋼板樁支擋以及錨桿（索）復合支擋加固等［7-8］。根據邊坡穩定性分析結果及工程實際情況提出了兩個加固方案。

4.1 加固方案一

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

為驗證加固方案一的可行性，進行了基于有限元強度折減法的數值模擬計算。有限元計算模型如圖5所示。模型基本參數與原始邊坡模型參數相同。基坑鉆孔灌注樁及攪拌加固后的土體均為實體單元模擬，鋼板樁用梁單元模擬，相關參數如表2所示。

計算過程中F初始值為0.50，每次增加0.05，直至邊坡失穩破壞，有限元計算結果不收斂為止。經計算，邊坡加固后的FS=1.35。根據文獻［8］GB 50330—2013《建筑邊坡工程技術規范》，臨時一級邊坡的穩定安全系數不應小于1.25。可見，采用方案一加固后的邊坡穩定性滿足規范要求。

圖7 方案一的邊坡水平位移變化曲線

圖5 方案一計算模型

表2 主要材料物理力學性質指標

圖6為方案一邊坡失穩時的總位移云圖。由圖6可以看出，失穩主要發生在基坑內部反壓土范圍內的小邊坡滑坡。圖7為F與坡頂和坡腳監測點位移變化關系。當F=FS時，邊坡滑移面頂部和底部水平位移發生突變，并且在突變前都保持在邊坡位移預警值之內。由此可見，本方案雖然提高了邊坡安全系數，但反壓土只能短期控制邊坡變形，且更容易發展成小范圍的滑坡，對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 方案一邊坡失穩時的總位移云圖

方案二為坡腳加固并設置抗滑樁方案。主要是改變放坡高度、對坡腳土體加固，并設置抗滑樁。首先，以坡率1：1.75分別按高度3.1 m和6.1 m兩級放坡；然后，對位于已施工基坑鉆孔樁墻外側6 m范圍內的邊坡坡腳土體，以42.5級普通硅酸鹽水泥進行攪拌加固，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排抗滑樁的樁長分別為9 m、10 m、10 m。旋噴樁與圍護結構材料相同。

方案二的有限元計算模型如圖8所示。其中抗滑樁用梁單元模擬。經計算，原始邊坡的FS=1.65。可見，方案二的邊坡穩定性得到了極大提高。

圖8 方案二計算模型

圖9為方案二邊坡失穩時的總位移云圖。由圖9可見，有限元計算結果不收斂的主要原因是第一排抗滑樁處土體達到極限狀態。邊坡整體失穩的潛在滑移面相比加固前有上移趨勢。圖10為與坡頂和坡腳監測點位移關系。當F=FS時，邊坡坡頂和坡腳基本同時發生位移突變，但在發生突變前都保持在邊坡位移預警值范圍內。由此可見，抗滑樁的設置能有效阻擋邊坡塑性區的貫通。

圖9 方案二邊坡失穩時的總位移云圖

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，方案二是較優選擇。

5 結語

本文利用有限元強度折減法分析了某工程淤泥質土基坑邊坡穩定性；根據計算結果及實際監測數據，分析對邊坡變形特征和失穩機理提出了相應的加固方案。

有限元計算結果表明，計算所得原邊坡安全系數已小于規范值，故在邊坡開挖后，土體將因失穩而破壞，并形成從坡腳貫通到坡頂滑動面，且穿越淤泥質軟弱土層，邊坡變形較大需及時加固處理。

相對而言，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變形；堆土反壓不僅阻礙施工，更會引發小范圍的滑坡變形。

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定系數，并能抑制邊坡中上部變形發展。在實際施工過程中，可根據現場實測數據適當改變樁間距或調整抗滑樁數量。

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