大型深層牽引式滑坡的處治方案研究

龍 森 劉 品 單 浩

(1. 貴州省交通規劃勘察設計研究院股份有限公司，貴陽 550007； 2. 河海大學 巖土力學與堤壩工程教育部重點實驗室， 南京 210098； 3. 河海大學 江蘇省巖土工程技術工程研究中心， 南京 210098)

滑坡是路塹邊坡在公路建設和運營期間最為常見的工程問題[1，2]，滑坡破壞形式可分為牽引式和推移式兩種基本形式[3]．推移式滑坡是中、上部巖體產生了大量位錯、滑移、變位和墜覆，前緣松散堆積體將在強大的推力作用下發生變形，最終因滑動面貫通產生大規模的變形破壞；牽引式滑坡一般是邊坡前緣在人工開挖的影響下局部失穩，使得后緣支撐削弱甚至臨空而變形失穩，最終形成的大型滑坡[4]．滑坡類型的形成和發展過程不同，則處治方案需要相應的產生變化．因此，確定滑坡破壞形式和滑坡類型是進行滑坡治理的基礎．關于滑坡成因和處治方案方面的研究[5-8]，國內外學者已經開展了一些研究，并得到有益的結論．楊光華等[9]根據滑坡體的應力場和位移場判斷滑坡的破壞類型，從而通過數值分析計算確定了不同破壞類型的滑坡抗滑樁的最優加固位置．王國欣等[10]從地質因素、水的因素以及人為因素3方面分析了滑坡產生的機制，并通過有效的監控動態反饋控制和預報隧道洞口邊坡病害．周志軍等[11]采用區間模糊分析法構造了邊坡治理方案的多層次綜合評價模型．周躍峰等[12]通過離心模型試驗與應力路徑試驗相結合的手段，研究了地下水位抬升引發牽引式黃土滑坡的演化模式和力學機理．

目前學者主要通過對地質、水文等因素的分析或數值計算判定牽引式滑坡的成因和類型，雖然這些分析方法具有較強的系統性和準確性，但是對現場工作人員的專業技能有較高的要求，不利于邊坡處治方案及時的制定與決策．同時現階段關于牽引式滑坡具體的工程實例及其深層水平位移的分析較少，且鮮見關于牽引式滑坡的處治方案的研究．工程中深層水平位移監測能夠實時掌握坡體變形特征，為路塹邊坡的防護加固設計和穩定性評估提供依據[13]．因此，本文以貴州某高速公路滑坡路段為背景，通過對具體工程實例的地質調查和深層水平位移監測確定滑坡成因和破壞類型，針對性地提出3種處治方案，然后運用Plaxis有限元軟件建立簡化的二維計算模型計算3種滑坡處治方案的穩定性，綜合考慮施工工藝確定最佳處治方案，最后采用施工期深層水平位移監測判斷滑坡處治效果．

1 工程概況

貴州某高速公路互通B匝道右幅為挖方路基，最大挖方高度約30 m，邊坡原設計為4級邊坡，第一、二級坡比1∶0.75，第三、四級坡比為1∶1．原設計防護形式為護面墻+框架錨桿防護，開挖至第三級坡面時動態增設了3排框架錨索．

該邊坡于2014年6月開挖，2014年9月底開挖至第一級平臺，根據開挖揭露，該邊坡第四級為碎石土，二、三級為全、強風化泥巖夾砂巖，巖體極破碎，巖石風化強烈．2014年10月2日，邊坡后側約150 m處出現裂縫，其發展速度較快，至10月中旬，滑坡中部出現多條環向裂縫，后緣裂縫已基本閉合成圈椅狀，于滑坡體后緣形成錯臺，最大錯臺約1 m，坡腳處局部產生鼓脹現象，根據現場位移監測，至2014年11月滑坡處于慢速滑動狀態，仍在繼續向路線方向滑移，需要立即采取加固措施確保邊坡穩定．

2 滑坡類型的確定

滑坡出現以后，立即于邊坡典型部位布置測斜管以監測邊坡深層水平位移．選取典型斷面A-A′進行分析，其中ZK6，ZK5和ZK5+1位于A-A′斷面上．A-A′斷面橫斷面圖如圖1所示．

通過現場踏勘確定邊坡后緣裂縫和坡腳鼓脹位置，連接深層水平位移最大位移點，作出如圖1所示的滑動面．滑體面積約為68 000 m2，最大影響厚度30 m，平均厚度約20 m，滑坡體體積約為1.36萬m3．

圖1 A-A′斷面橫斷面圖

地質勘查表明，滑坡區覆蓋層與下伏基巖層間夾軟弱夾層，其巖體較破碎，局部風化強烈，受到較為發育的地表水及地下水影響，強風化泥巖和軟弱夾層的力學強度迅速劣化，抗滑力急劇減小．分析深層水平位移監測結果，ZK6，ZK5和ZK5+1依次位于A-A′斷面上部、中部和下部．下部的ZK5+1總位移量最大，為67 mm，且剪斷時間最早；上部的ZK6總位移量最小，為48 mm，剪斷時間最晚．測斜管由下至上依次被剪斷，表明滑動面由下向上逐漸發展，邊坡前緣帶動后緣發生錯落現象，從而滑坡體整體產生滑動破壞．該滑坡面積和滑塊體積大、影響土層厚，為大型深層牽引式滑坡．

3 備選處治方案

根據現場的地形地質條件和滑坡推力計算以及牽引式滑坡的特點進行處治，提出在立即停止邊坡開挖的同時，選擇合適的邊坡加固方案處治滑坡，確保邊坡穩定性．現提出3個具體處治方案以供比選．

1)方案1：分級支擋．分級支擋的主要措施如下：A-A′斷面斷面下滑力大，可采用分級支擋．即在坡口線外120 m左右設置一排抗滑樁，樁截面2 m×3 m，樁間距6 m，樁長26 m，為全埋式抗滑樁，樁頂標高為地面以下6 m；在第一級平臺位置設置另一排抗滑樁，樁截面3 m×4 m，樁長22 m，樁間距6 m，為控制樁頂位移和改善抗滑樁受力，樁上設一排錨索．

2)方案2：雙排h型樁．考慮方案1需設置兩排抗滑樁，方案2采用在第一、二級邊坡設置h型抗滑樁方案，主要措施如下：對于A-A′斷面下滑力大的區域，采用h型抗滑樁．h型抗滑樁主樁長24 m，輔樁長20 m，樁截面均為3 m×4 m，主樁和輔樁凈間距5 m，采用3 m×3 m橫梁相連，主樁設置3排錨索．

3)方案3：清方減載．考慮在滑體中部分清方，減小滑坡推力的思路．主要措施如下：在邊坡下滑力大的A-A′斷面區域，坡口線外35～100 m的范圍內進行清方減載．為避免產生清方過程中的次生滑坡災害，須在清方邊線靠山一側設置一排抗滑樁，樁截面2 m×3 m，樁間距6 m，樁長26 m，共30根．清方減載后，A-A′斷面的最大剩余下滑力為3 100 kN/m，第一級平臺處設置截面3 m×4 m的抗滑樁，樁長22 m．

4 計算和比選處治方案

針對以上提出的3種方案，本文運用Plaxis有限元軟件建立簡化的二維計算模型計算3種滑坡處治方案的穩定性，綜合考慮施工工藝以確定最佳的處治方案．計算中作出如下假設：1)坡體的受力和變形為平面應變問題；2)計算中各土體均服從Mohr-Coulomb屈服準則，樁體服從線彈性屈服準則；3)忽略地下水壓對邊坡穩定性的影響．

4.1 模型及參數的確定

4.1.1 模型的建立

模型的尺寸按照圖1所示的地質橫斷面選取，即模型尺寸為300 m×100 m，模型自上向下分別為碎石土、全風化泥巖和中風化泥巖，各土層厚度根據地質勘查結果確定．本文計算中對模型兩側邊界約束水平向位移，豎直向自由，模型底面邊界約束水平和豎直方向位移．數值計算模型和網格劃分如圖2所示．

圖2 數值計算模型和網格劃分

4.1.2 土體參數的確定

根據地勘資料，該滑坡區巖土體的物理力學指標見表1．在Plaxis中，邊坡滑坡面以界面單元模擬，其可以模擬裂隙的張開和滑動，界面強度因子取1．

表1 土體物理力學參數

4.1.3 樁體模型的簡化

Plaxis有限元軟件中樁體以板單元模擬，軟件中默認板單元為垂直計算平面的連續墻，因此在以板單元模擬抗滑樁時需對樁體的剛度和厚度以及重度進行等效簡化．

抗滑樁的等效處理為簡化前后抗滑樁與板單元的剛度和面積相等．即

(1)

(2)

其中，E為抗滑樁等效后彈性模量；A為抗滑樁等效后的一個樁間距內的水平截面積；I為抗滑樁等效后的慣性矩；Es和Ep分別為土體和抗滑樁的彈性模量(成層土Es取值為各土層加權平均模量)；As和Ap分別為一個樁間距內土體和抗滑樁的水平截面積；Is和Ip分別為一個樁間距內土體和抗滑樁的慣性矩；a為抗滑樁平行邊坡的邊長；b為抗滑樁垂直邊坡的邊長；d為樁間距．

在有限元模型里，墻體是疊加在一個連續體上的，因而是與土體重疊的．為準確計算模型中土和結構物的總容重，應該從墻體材料的容重里減去土的容重．故等效墻的容重為

(3)

w=(γp-γs)×B

(4)

其中B為抗滑樁等效寬度；γp為抗滑樁重度；γs為土體重度(成層土γs取值為各土層加權平均重度)．

噴錨支護中的混凝土面板也采用板單元模擬，本文計算中抗滑樁彈性模量設計值為3×107kPa，重度為25 kN/m3，則板單元計算參數見表2．

表2 抗滑樁計算參數

4.1.4 錨索錨固段參數

本設計張拉預應力為800 kN，分六級張拉，先施工錨孔，后施工錨座．預應力錨索錨固段長度8 m，采用7束φ15.2 mm的鋼絞線．采用點對點錨桿和土工格柵分別模擬錨索的自由段和錨固段，且均假設為彈性，根據設計資料參數，自由段和錨固段法向剛度分別為2×105kN/m和2×107kN/m．

4.2 計算結果

4.2.1 滑坡計算

在建立計算模型后，根據假設忽略地下水對邊坡穩定性的影響，將地下水位線設立在模型底面．又因為模型表面為非水平面，采用∑M-Weight=1.0的方法計算初始地應力．在初始地應力計算的基礎上，邊坡開挖過程采用塑性分析，在開挖至二級邊坡后激活滑動界面單元，最后通過強度折減法計算邊坡的穩定性安全系數．變形網格圖如圖3所示．

圖3 變形網格(放大50倍)

從變形網格圖可以看出，開挖施工完二級邊坡后，邊坡出現失穩破壞，沿滑動面產生滑動，滑坡出口處變形較大，滑坡入口變形位移較小，與本工程牽引式滑坡的特征一致，即滑動面自下向上逐漸發展，表明數值計算可以有效的模擬邊坡現場情況，在此條件下，基于強度折減法求得的滑坡時的邊坡穩定性安全系數為0.808．

4.2.2 穩定性計算與結果分析

針對從不同角度提出的滑坡處治方案，基于強度折減法計算處治后邊坡的穩定性和變形情況，判斷各方案的處置效果．

圖4 方案1總位移等值線圖

圖5 方案2總位移等值線圖

圖6 方案3總位移等值線圖

方案安全系數最大位移/mm11.25307.1821.27314.5731.31321.32

計算結果可以發現，方案1安全系數和產生的最大位移均為最小，方案3安全系數和產生的最大位移均為最大，但是3種方案處治滑坡后邊坡穩定性安全系數和最大位移相差較小，且均能滿足穩定性的要求．

4.2.3 方案比選分析

綜合施工工藝、環境等因素分析3種處治方案：方案1施工工藝成熟，技術較可控，施工造價較低；方案2 h型抗滑樁開挖面過大，存在安全隱患，且施工工藝復雜，技術要求高，不可預知因素較多；方案3費用高，棄土困難，不利環保，且清方過程不可控因素較多，風險大．因此，在3種處治方案邊坡穩定性安全系數相近的情況下，方案1的操作性更佳，且在已發生滑坡現象的條件下加固邊坡的成功的可能性更大，因此本工程中優先選擇方案1進行處治滑坡．

4.3 處治后邊坡穩定性

監測孔均在施工前被滑坡剪斷，處治施工過程中在原監測孔位置進行了深層位移監測孔的補充，根據處治方案，截至2015年4月7日，已完成抗滑樁的澆筑工作．具體監測曲線如圖7～9所示．

圖7 ZK5監測曲線

圖8 ZK5+1監測曲線

監測孔第一次監測時間監測深度/m位移突變點與孔口距離/m位移速率/(mm·d-1)總位移量/mmZK62015.1.232.520.51.155.16ZK52015.1.2039.030.00.7368.3ZK5+12015.2.825.018.01.452.37

由以上監測結果可知，位移突變點與邊坡滑坡前基本一致，但目前邊坡最大水平位移速率僅為1.4 mm/d，且具有逐步減小的趨勢，表明施工期邊坡處于穩定狀態，處治方案能有效地保證邊坡穩定性．

5 結 論

1)滑坡后邊坡前緣較邊坡后緣的深層水平位移速率大，且剪斷時間前緣比后緣早，剪斷部位埋深大，滑坡面積和滑塊體積大，滑坡為典型的大型深層牽引式滑坡．2)Plaxis數值計算軟件計算結果表明分級支擋、單排h型抗滑樁和清方減載3種處治方案均能滿足滑坡治理后的穩定性要求，施工工藝成熟度較高的分級支擋方式為最佳處治方案．3)施工期深層水平位移變形速率逐步減小，邊坡處于穩定狀態，分級支擋的處治方案對牽引式深層滑坡的治理效果顯著，能有效的保證邊坡的穩定性，對同類型的滑坡分析和治理具有一定的借鑒意義．

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