湖北某高速公路管樁加固軟土路基失效機理分析

邱紅勝,桂俊杰,詹 斌,沈 立

(1.武漢理工大學 交通物流學院,湖北 武漢 430070; 2. 湖北省路橋集團有限公司,湖北 武漢 430056)

滑坡是高速公路路基常見的病害,其原因多與高填土、強降雨有關。筆者在分析湖北某高速公路軟土路基滑坡事故中發現:在施工階段僅填筑6 m、未出現降雨的情況下就發生了路基滑坡,而且事后處理措施是否合理還有待于商榷。因此,筆者對該滑坡及處置后的狀況采用強度折減法進行有限元穩定性分析,并提出了合理的解決方案。

1 邊坡穩定計算理論

在公路路堤邊坡穩定計算方法中,應用較多的有Janbu法和簡化Bishop法,其中簡化Bishop法計算精度較高且計算較為方便,因此文獻[1]建議宜采用簡化Bishop法。林坑等[2]用公式所推導的在最危險滑動面上強度折減法與簡化Bishop法的結果一致。在實際模擬中,張魯渝等[3]基于106個算例分析發現:兩種分析計算得到的結果非常接近,強度折減法系數比簡化Bishop法平均高出5.7%,且離散程度小,因此可按照規范中簡化Bishop法進行取值。

強度折減法(SRM)不需預先假定滑動面,可自動找出全斷面潛在安全系數最低對應的滑動面[4-5]。與傳統方式相比,SRM還可發現滑坡加固后新的安全系數更大的滑動面及相應風險。其基本原理是:將強度參數黏聚力c和內摩擦角的正切值tanφ同時除以不斷增大的折減系數Fs,得到新的ce和φe,并以此進行有限元穩定性分析,直至邊坡發生臨界失穩。此時Fs即為邊坡穩定系數,如式(1):

ce=c/Fs;φe=arctan(tanφ/Fs)

(1)

這兩種方法在最危險滑動面強度一致的證明如式(2):

(2)

強度折減法有3種失穩判斷準則:① 數值結果不收斂;② 坡面位移發生突變;③ 塑性區貫通。其中:邊界范圍、網格密度、收斂準則和迭代方式都會對計算結果產生影響[6-8]。鄭穎人等[9]發現:通過有限元強度折減使邊坡達到破壞狀態時,滑動面上的位移將產生突變,會產生很大且無限制的塑性流動,有限元程序無法找到同時滿足應力-應變關系、強度準則和靜力平衡的解;此時無論是采用內力收斂準則或位移收斂準則都無法實現收斂;因此建議采用位移和內力的雙收斂準則以促進收斂或降低數值波動。通過強度折減法得到的土體參數僅只有滑移區和安全系數有意義。折減后得到的位移會被不規則的放大,結果是實際的幾倍甚至十幾倍。若比較位移及側壓力,則需在施工階段同時進行應力分析和SRM分析,且后者較為精確。

此外,關于路基抗滑支擋及監測方面的研究,嚴秋榮等[10]發現滑體位移主要集中在坡面且變化幅度大;唐勝傳等[11]通過最大水平應變與安全系數的比較,發現最佳監測區域位于邊坡中上部;文獻[12-14]則表明:抗滑樁能有效限制水平位移,且樁徑、樁長、樁距及布置位移等都會差異地影響加固效果;曾紅艷等[15]發現抗滑樁所加固的剪切層是邊坡穩定的關鍵,隨著樁體長度增加,滑移面會逐漸上移且滑動土體厚度減小。

2 工程實例與模型設置

2.1 工程情況

該工程路基段為K16+900—K18+514,屬于沖湖積平原區,其地勢平坦開闊,魚塘、農田眾多,地表水系發達。滑坡裂隙段主要位于K18+280—K18+514,該段填方路基高度設計為8～12 m,開裂前施工高度5～6 m,填筑平均寬度45 m。該段路基橫穿水塘,水深2 m,塘底淤泥厚約9 m。設計方案采用水泥攪拌樁和預應力管樁。其中:K18+264—460設計樁長11.5 m,樁間距1.4 m,直徑0.5 m,采用42.5普通硅酸鹽水泥;成樁后,樁頂鋪設50 cm厚碎石墊層,墊層頂鋪設三向土工格柵。

某日下午6時,施工人員在例行巡查中發現:K18+272—K18+500段路基中線與池塘之間出現少量縱向裂縫,裂縫寬度集中在0.5～3.0 cm,最寬處達到4 cm。次日上午7時,施工人員發現裂縫有擴散趨勢,并且出現了滑塌區,且該區域形變迅速。從07:00—16:00,裂紋寬度由2 cm發展到15 cm。滑坡區域長度約56 m,距離線路中線平均距離15 m,距離坡腳平均距離12 m。從發現裂縫到出現局部傾滑總計72 h,滑移區最寬處達50 cm,土層開裂深度0.8～1.2 m。其中主要裂紋有10條,9條位于池塘側,2條發展成滑移區。右幅路基滑坡主要路線如圖1。現場工程師通過補充探測點發現:23.5 m以下為中風化泥質砂巖,認為上側承載力不足,樁基未深入持力層,故提出相應裂縫治理方案為:K18+286.5—K18+460段采用預應力管樁處理,樁長24 m,間距1.7 m;K18+460—K18+514段為橋頭處理段,樁長14 m,樁中心間距2.2 m;預應力管樁采用正方形及三角形布置;本次補強在原設計樁間補充壓入預應力管樁,樁長24 m,總數量2 198根,樁帽橫向連接。

圖1 右半幅路基滑坡主要路線示意Fig. 1 Main route of right half subgrade landslide

2.2 斷面及參數選取

路基模型如圖2,部分材料參數如表1。

表1 部分材料參數Table 1 Partial material parameters

圖2 路基模型Fig. 2 Subgrade model

最左側為水深0.5 m的稻田,往右為15 m寬的田間小路,中間45 m是由池塘填筑而來的寬路基及兩側施工便道,最右側為2 m深池塘,最下層及田間小路周邊為粉質黏土,路基填筑材料為碎石及未固結素填土,其余為淤泥。此外,基底布置有水泥攪拌樁,土類均采用摩爾-庫倫本構,后續模型因布設24 m長樁加設軟巖及延長深度10 m。

3 計算結果

3.1 車輛荷載對滑坡的影響

圖3為無兩側荷載時的滑移云圖。由圖3可知:靠近池塘一側有明顯的滑移區,這與K18+286.5—K18+342.5段路基右側施工便道出現明顯滑移情況相符;左側無明顯滑移區。

圖3 無荷載右半幅路基滑移云圖Fig. 3 Right half subgrade slip nephogram without load

車輛荷載會對滑坡造成影響。渣土車在兩側行駛,小貨車在臨水側行駛;因此車輛在軟土路基施工便道中行駛時會有相對固定的車轍,且行車緩慢,無法使用軟件同時進行動力分析和SRM分析;故筆者將荷載簡化成靜壓力,平均設置在車轍上。渣土車型號、重量不等,按0～10 T、0～4 T分段設置于1.4 m寬的車轍上。

筆者根據文獻[16],將邊坡等級設置為3級,對應的安全系數分別為1.25、1.30、1.35。若邊坡安全系數Fs按一級標準取值(Fs=1.35),則路基模型均未達到穩定區間;路基右側產生滑移,上表面兩側產生裂縫;路基兩側土層厚度不均,并且右側土層整體強度低;所產生的偏應力是導致滑移的主要原因。又由于該荷載是對渣土車的近似模擬,實際證明簡化為靜壓力的車輛并不是導致滑移的誘因,故后續模型不再加設荷載。安全系數與荷載的關系如圖4。

圖4 安全系數與荷載的關系Fig. 4 Relationship between safety coefficient and load

3.2 管樁布置對滑坡的影響

筆者在已有的水泥攪拌樁樁間布置了基底預應力管樁。基底管樁路基的滑移如圖5。由圖5可知:此次的安全系數為1.351 2,剛好超過穩定狀態界限。圖5與圖3相比,僅施工便道處略有消退,但基本形狀沒有發生改變。結合之前的模擬結果發現:出現滑坡并不是樁基承載能力不足,而是路基兩側抗滑移能力不足;管樁對抗滑移能力有一定的貢獻但布設位置有缺陷,并未主要位于滑移區。

圖5 布置基底管樁路基滑移云圖Fig. 5 Slip nephogram under the layout of base pipe pile subgrade

現場基底管樁施工后,裂縫得到了一定控制,但部分地區土層頂面出現了新的裂紋。目前整體位移較明顯,相對位移較小。圖6(a)為K18+300點坡腳橫向位移。圖6(a)中:K18+300點在經過卸落滑移土方、重新碾平路基、布設觀測整點、打設基底管樁的施工過程后,深層位移得到了有效地控制,但表層位移反而略微擴大且仍在緩慢發展。圖6(b)為K18+200點坡腳橫向位移示意。圖6(b)中:K18+200點為未重新布設點,表明了滑坡隨時間推移的自然擴展狀態及間接反映管樁處理有一定成效。K18+300點和K18+200點的位移都隨著坡腳路基深度逐漸減少,但前者在6～12 m處有一定波動。

圖6 坡腳橫向位移Fig. 6 Lateral displacement of slope toe

筆者在對施工階段模擬的同時進行了應力和SRM分析。施工階段設置為:① 初始應力分析;② 填筑池塘;③ 布樁;④ 填土+土工格柵;⑤ 填土+SRM。在相同的參數下,與僅做了SRM分析的未加深模型相比,初始狀態的安全系數略有增加。坡腳橫向位移模擬如圖7。由圖7(a)表明:在未加設路基底部管樁情況下,在施工便道布置邊部管樁,對坡角處位移尤其是上部位移有著顯著的約束作用(僅加設一排管樁就可減少表層位移約200 mm);隨著邊部管樁排數增加,位移變化不明顯,但仍對安全系數有貢獻。由圖7(b)表明:基底管樁對安全系數影響有限,但對整體橫向位移尤其是底部位移有著顯著的約束作用,表層位移隨管樁增加也會逐漸減小。

圖7 坡腳橫向位移模擬Fig. 7 Simulation of lateral displacement of slope toe

滑坡段最大開裂值為0.50 m(即實際最大位移至少為0.50 m),該斷面的初始狀態模擬值為0.38 m,偏小。選取的整數詳測點最大橫向位移約為0.20 m,小于模擬狀態,這可能是由于模型橫斷面沿縱向在坡腳底部6～12 m處存在不等的淤泥與粉質黏土,而模型橫斷面是由3個踏勘點線性擬合而成,存在一定誤差。綜合模擬結果和實際結果,在滑移區加設底部管樁和邊部兩排管樁較為保險適宜;此時的安全系數為1.80,最大橫向位移為0.12 m。周邊帶動滑移區域僅加設邊部兩排管樁即可,此時的安全系數為1.78,故應在現場整體補加兩排邊部管樁。邊坡穩定云圖如圖8。由圖8可知:此時滑移區已轉移至碎石層上部兩側。

圖8 邊坡穩定云圖Fig. 8 Slope stability nephogram

3.3 水位變化對滑坡的影響

側壓力和安全系數變化如圖9。圖9(a)中:在未布置基底管樁情況下,考慮到水位及邊部管樁布置樁數對滑坡的影響,筆者以模型最低點為水位線,水位線以下取飽和容重,空白區域等效為水壓力,水位30 m即對應池塘2 m處的初始水深。圖9(b)中:池塘水壓力對邊坡側壓力有明顯的抵消作用;池塘水位降低會導致邊坡穩定性的下降;在不設邊樁情況下,水位降低會使得其安全系數均小于1.35;布設兩排管樁可有效地緩解水位降低帶來的影響,再布設管樁無較大改善;實際上,將右側池塘用淤泥填平就能有效地抵御側壓力,其安全系數也在1.75左右。

圖9 側壓力和安全系數變化Fig. 9 Variation of lateral pressure and safety factor

3.4 最終方案的評估

經過現場長時間的觀測,發現基底布設管樁的方案最終仍出現了部分滑坡。通過討論,采用了在右側便道補設兩排管樁的方案,此外并對管樁進行了強化。① 考慮到管樁主要承受豎向荷載,所承受的水平荷載能力有限且部分管樁在滑坡過程中被剪斷,為進一步提升安全儲備,確定在管樁中間布置工字鋼并用混凝土填充空隙以增大抗側滑移剛度;② 表層位移一直在發展,未能得到有效控制,采取將邊部兩排管樁也橫向連接,采用連梁按正方形布置的措施。圖10為歸零后的位移發展示意。由圖10可知:水平位移最大值為35 mm,已得到了強力限制,目前仍在進一步觀測中。

圖10 K18+300坡腳橫向位移發展示意Fig. 10 Schematic diagram for the development of lateral displacement at the foot of K18+300 slope

4 結 論

1)該處滑坡具有一定的隱蔽性,安全系數臨近穩定狀態。原設計并非因主觀采取經濟性方案而導致的事故,它充分考慮了路基整體位于水塘上方并按規范布樁,出事后又在基底密布帶有橫向連接的樁帽管樁。加固區沒有完全位于滑移區,土層兩側深度不均勻,且臨空面一側過大的偏應力才是導致其滑移的主要原因。

2)滑坡模擬出的滑移面主要位于右側施工便道右下方,能較好地解釋現場路基右半幅池塘段發生的滑坡(即右下部土體滑移帶動了上層填土開裂滑塌,并影響了左幅路基及周邊地段裂紋生成)。

3)簡化成靜壓力的車輛荷載在模型中沒有顯著的影響;水位變化則相反,池塘水壓力能有效地抵消一部分側壓力,從而增加了安全系數。

4)基底管樁能有效地降低下部位移,邊部管樁會明顯的提升安全系數。