張樂，馮君，武小菲*，龔祖坤，向 波

(1.西南交通大學(xué)土木工程學(xué)院，成都 610031；2.四川省公路規(guī)劃勘察設(shè)計研究院有限公司，成都 610041)

順層邊坡指巖層與坡面走向交角不超過30°的層狀結(jié)構(gòu)邊坡，發(fā)生順層滑動后，變形運動所需時間短，變形監(jiān)測難以及時反饋，災(zāi)害規(guī)避效果不佳[1-3]。邊坡防治的實質(zhì)是其變形破壞的防治，原則上應(yīng)以防為主，及時治理[4]。對于含軟弱夾層的順層邊坡，軟弱夾層切斷了下部巖體約束，其材料及力學(xué)特性又遠弱于正常巖土體，無支護時的位移發(fā)展模式具陡變、破壞強等特性，控制著邊坡的變形破壞，如約旦的安曼-埃爾比得等公路沿線路塹邊坡便多是由軟弱夾層導(dǎo)致的平動或轉(zhuǎn)動破壞[5-9]。

因此，對于自然或人工誘因引發(fā)的含軟弱夾層順層邊坡變形，須及時支護，否則將沿軟弱夾層發(fā)生滑動。如丹巴縣建設(shè)街后山滑坡，2003年便已有變形跡象，因未及時支護，2005年出現(xiàn)明顯滑坡變形，危及大半個丹巴縣城近4 600人生命安全[10-11]。對此類邊坡，常采用順層清方，并視軟弱夾層情況設(shè)置預(yù)加固樁、預(yù)應(yīng)力錨索、錨桿、擋土墻等抗滑工程[12]。然而，天然巖土體存在諸多不確定性，現(xiàn)有設(shè)計很少考慮施工的時間與空間效應(yīng)，使得支擋結(jié)構(gòu)或難以徹底發(fā)揮作用，造成材料浪費；或出現(xiàn)超荷現(xiàn)象導(dǎo)致結(jié)構(gòu)損傷，嚴重時結(jié)構(gòu)失效引發(fā)邊坡失穩(wěn)[13-14]。

本文基于邊坡開挖時空效應(yīng)與結(jié)構(gòu)協(xié)同工作等原理，提出含軟弱夾層順層邊坡的變形控制工法，以有限元模擬為手段，給出錨索抗滑樁變形控制支擋方案；依托仁沐新高速公路平樂互通順層邊坡治理工程，探討了變形控制工法的現(xiàn)場施工關(guān)鍵工序和監(jiān)測路徑；結(jié)合現(xiàn)場監(jiān)測，驗證所提工法的合理性；以期為含軟弱夾層順層邊坡等變形控制要求較高的工程實踐提供技術(shù)，保障復(fù)雜工況下的施工進度及安全。

1 工程地質(zhì)概況

G4216線仁沐新高速公路馬邊支線起于主線新凡鄉(xiāng)(K116+192.98)，與主線沐川樞紐互通相接，止于馬邊縣城北紅牌坊大橋，路線全長43.847 km。全線地形地質(zhì)條件復(fù)雜，受五指山背斜、新凡-利店向斜、馬邊向斜等構(gòu)造控制，路線左側(cè)路塹多為順層邊坡，巖性以泥巖、砂巖為主，巖層傾角20°～45°，節(jié)理裂隙發(fā)育，完整性較差，施工期間的高強度降雨加劇了巖土體破壞。

AK0+112～AK0+465段順層邊坡是平樂互通的控制性工點。邊坡上覆第四系滑坡堆積層黏土、含角礫粉質(zhì)黏土等，下伏基巖為侏羅系中統(tǒng)沙溪廟組砂泥巖互層，巖層產(chǎn)狀270°∠14°，最大挖方高度55.08 m。施工揭示坡體內(nèi)10～19.35 m深度廣泛分布著10～25 cm厚的泥化軟弱夾層，AK0+270處有一斷層破碎帶，如圖1。2019年1月3日宜賓市珙縣發(fā)生5.3級地震，震源距項目距離僅138.5 km，抗滑樁井內(nèi)顯示砂巖沿軟弱夾層發(fā)生錯動變形，變形量約1.5 cm，抗滑樁護壁靠坡頂側(cè)與基巖間亦有裂縫出現(xiàn)，進一步加劇了該段邊坡的不穩(wěn)定性，如圖2。

圖1 順層邊坡處不良地質(zhì)

圖2 珙縣5.3級地震導(dǎo)致的巖層錯動

順層邊坡前緣開挖極小高度時，受開挖卸荷影響作用，支擋結(jié)構(gòu)未及施作邊坡已有滑動失穩(wěn)趨勢，施工難度較大。為保證施工安全與質(zhì)量，考慮到地質(zhì)條件的復(fù)雜性，對該段邊坡開挖的變形控制具有較高要求，須動態(tài)調(diào)整開挖高度、長度及防護措施。

2 變形控制治理工法

2.1 工藝原理

為解決順層邊坡開挖過程中的變形控制問題，提出一種變形控制工法，設(shè)計原理主要包括預(yù)加固原理、邊坡開挖變形的時空效應(yīng)和支擋結(jié)構(gòu)協(xié)同工作等原理。

通過預(yù)加固，可以減小開挖對巖體的擾動和損傷，并在一定程度上利用巖體自身的承載能力。因此，應(yīng)首先應(yīng)用預(yù)加固原理，在順層邊坡開挖坡口線以外施作臨時加固措施，預(yù)防邊坡在施工期間突發(fā)順層滑動。開挖引起的坡體變形具有時間和空間效應(yīng)，不同的開挖步驟和工法對邊坡的穩(wěn)定性及變形分布規(guī)律有很大影響，合理利用其時空效應(yīng)則可減小施工帶來的負面影響。此外，現(xiàn)有支擋結(jié)構(gòu)設(shè)計以極限狀態(tài)下能夠協(xié)同工作為前提，但施工過程復(fù)雜，邊坡內(nèi)力和變形呈動態(tài)變化，若不能有效控制，實際受力與設(shè)計條件將有較大偏差。

基于上述原理，擬定變形控制工法的工藝流程如圖3。

圖3 變形控制工法工藝流程

2.2 支擋結(jié)構(gòu)設(shè)計

對于含軟弱夾層或受強降雨、地震作用的順層邊坡，多排樁支護等措施加固下仍存在較大的安全隱患，錨索抗滑樁相對而言更為適用[15]。結(jié)合變形控制工法原理，抗滑樁考慮施工時空效應(yīng)，按兩翼向中心方向的順序跳槽法施工，以降低樁體開挖對邊坡的擾動；規(guī)范條文中錨索預(yù)應(yīng)力的張拉時機、張拉順序及錨固力大小的選擇較為固定，對工程施工中的實際情況考慮較少，這可能導(dǎo)致錨索的預(yù)應(yīng)力達不到設(shè)計值或超過設(shè)計值引起錨索失效。因此，錨索的張拉時機、張拉順序及錨固力大小等，需充分考慮邊坡開挖的時空效應(yīng)與結(jié)構(gòu)協(xié)同工作原理進行設(shè)計。

基于本文所提變形控制工法的工藝流程，采用有限元軟件Plaxis 2D對某順層邊坡錨索抗滑樁支護進行模擬分析。將之簡化為平面應(yīng)變問題，模型尺寸取338×135 m2以消除邊界條件影響，采用六節(jié)點三角形單元對模型進行網(wǎng)格離散，開挖區(qū)域適當(dāng)加密以保證計算精度，劃分網(wǎng)格總數(shù)2 725，節(jié)點總數(shù)23 245。模型底部采用固定約束，側(cè)面僅為限制水平位移的滑動約束，上表面為自由面，如圖4。

圖4 模型網(wǎng)格劃分

巖土體本構(gòu)采用Mohr-Coulomb模型，抗滑樁采用板單元，錨索自由段采用點對點錨桿單元，錨固段采用土工格柵單元，巖土體與結(jié)構(gòu)物之間通過界面強度折減因子對黏聚力c和內(nèi)摩擦角φ折減，以模擬巖土體與支護結(jié)構(gòu)之間的強度關(guān)系。巖土體物理力學(xué)參數(shù)根據(jù)平樂互通順層邊坡所取土樣的室內(nèi)試驗結(jié)果擬定如表1，支擋結(jié)構(gòu)計算參數(shù)如表2。

表1 巖土體物理力學(xué)參數(shù)

表2 支擋結(jié)構(gòu)計算參數(shù)

施工模擬時，以坡腳為基準面(標高0 m)，按以下步驟進行：

(1)施工抗滑樁，嵌入深度從相對標高69.36 m到相對標高39.36 m。

(2)邊坡開挖至相對標高66.86 m，設(shè)置第1排錨索并施加預(yù)應(yīng)力。

(3)邊坡開挖至相對標高64.36 m，設(shè)置第2排錨索并施加預(yù)應(yīng)力。

(4)邊坡開挖至相對標高61.86 m，設(shè)置第3排錨索并施加預(yù)應(yīng)力。

(5)邊坡分四級開挖至相對標高48.25 m，即軟弱滑動面。

錨索初始張拉鎖定值按相關(guān)規(guī)范[12]計算如下：

P=(0.75～0.9)Nk

(1)

式中，P為錨索的初始張拉鎖定值(預(yù)加軸向拉力值)；Nk為錨索軸向拉力標準值。為方便敘述，定義P與Nk比值為鎖定系數(shù)η，則η?[0.75，0.9] 。取各錨索預(yù)應(yīng)力最終設(shè)計值為300 kN，為對比初始鎖定值對各排錨索最終拉力的影響，方案模擬時3排錨索取相同的鎖定系數(shù)，分別為0.75，0.85，0.90。模擬結(jié)果如表3。

表3 各鎖定方案的錨索最終拉力(單位：kN)

可知，方案1與方案2錨索的最終拉力值雖然均未達到300 kN的設(shè)計值，但方案2的錨索受力更為充分；方案3在邊坡開挖完成后錨索充分受力，但第2排錨索、第3排錨索最終拉力值均超過300 kN，實際工程中會降低支護的安全儲備，嚴重超荷時甚至?xí)斐慑^固失效，從而引發(fā)工程事故。抗滑樁樁身側(cè)向變形監(jiān)測顯示，3個方案位移最大差值約3 mm，可以忽略。由此，方案2相對而言為較好的張拉鎖定方案。

方案2開挖支護過程中，錨索預(yù)應(yīng)力變化如圖5，方案1、3趨勢與之相近。第3步開挖前，錨索預(yù)應(yīng)力呈上下波動，這是因為受邊坡開挖時空效應(yīng)及其它錨索作用影響。錨索施加初始預(yù)應(yīng)力后，錨頭會因下一級巖土體開挖而產(chǎn)生向臨空面的側(cè)向變形，導(dǎo)致預(yù)應(yīng)力增大，表征為曲線上升；下排錨索的張拉以及錨固段的脫黏滑移導(dǎo)致一定的預(yù)應(yīng)力損失，表征為曲線下降。第3步開挖后，隨著后續(xù)開挖的進行，臨空面不斷增大，錨頭側(cè)向變形加劇，因此曲線呈上升趨勢。此外，由于支護方案中錨索間距不大、開挖土體方量較小，故下排錨索張拉引起的上排錨索預(yù)應(yīng)力損失僅占預(yù)應(yīng)力設(shè)計值的0.4%～0.6%，土體開挖導(dǎo)致的預(yù)應(yīng)力增量僅占預(yù)應(yīng)力設(shè)計值的0.66%～0.76%，相較于錨索張拉完成后預(yù)應(yīng)力增長11.8%～15.4%，可忽略不計。錨索張拉完成后的預(yù)應(yīng)力增長，還呈現(xiàn)出預(yù)應(yīng)力增量的時間滯后效應(yīng)，即越先張拉的錨索預(yù)應(yīng)力增量越小，越晚張拉的錨索預(yù)應(yīng)力增量越大。

圖5 方案2開挖支護過程中錨索預(yù)應(yīng)力變化

結(jié)合錨索施工時的鎖定過程，可將模擬中預(yù)應(yīng)力變化之后穩(wěn)定的錨索拉力值看作初始鎖定值。通過不斷調(diào)整預(yù)加拉力，則可使得錨索在初始損失后的穩(wěn)定拉力值更趨近于設(shè)計鎖定值。據(jù)此，考慮各排錨索的張拉先后順序，鎖定系數(shù)呈梯度選取，越先張拉的錨索取較大的鎖定系數(shù)，越晚張拉的錨索取較小的鎖定系數(shù)，對方案2進行優(yōu)化，詳如表4。

表4 方案優(yōu)化設(shè)計

優(yōu)化方案下，錨索在數(shù)值計算過程中預(yù)應(yīng)力變化如圖6。圖中各曲線仍呈先波動后增大的變化趨勢，但邊坡開挖完成后，各排錨索的受力更為充分，且未出現(xiàn)錨索超荷。水平位移如圖7，最大位移發(fā)生在滑坡體、軟弱夾層及抗滑樁接觸位置，約14 mm，支護效果好。

圖6 優(yōu)化方案開挖支護過程中錨索預(yù)應(yīng)力變化

圖7 優(yōu)化方案開挖支護后坡體水平位移

開挖卸荷作用下，坡面位移與開挖步間關(guān)系可概化為3種，如圖8。優(yōu)化方案的坡面點位移隨邊坡開挖逐漸增大，坡面位移與開挖步間的關(guān)系擬合為凹曲線，即初期開挖步引起的坡體變形較小，后期影響逐漸增強，開挖引起的錨頭位移越大，預(yù)應(yīng)力增長更為迅速，因此，呈現(xiàn)“越先張拉的錨索預(yù)應(yīng)力增量越小，越晚張拉的錨索預(yù)應(yīng)力增量越大”特征；若擬合曲線為凸形，則會呈現(xiàn)“越先張拉的錨索預(yù)應(yīng)力增量越大，越晚張拉的錨索預(yù)應(yīng)力增量越小”特征。若錨索按設(shè)計錨固力在某開挖步一次性張拉并封錨，后續(xù)開挖步的變形可能導(dǎo)致錨索承載力不足；同時，試驗研究表明，分步張拉相較于一次性張拉更能降低錨索的預(yù)應(yīng)力損失；根據(jù)彈塑性理論，軟質(zhì)巖順層邊坡的坡體需一定變形才能調(diào)動邊坡自身的承載能力，且該變形量高于硬質(zhì)巖，錨索一次性張拉不利于坡體自穩(wěn)能力的發(fā)揮[16]。

圖8 邊坡施工期開挖變形關(guān)系

可見，錨索預(yù)應(yīng)力增量與坡體位移特征息息相關(guān)，坡體位移變化又與開挖時步存在一定聯(lián)系。因此，錨索的施作時機、張拉順序及錨固力的大小應(yīng)基于變形控制工法，根據(jù)坡面位移、錨索受力等實時監(jiān)測數(shù)據(jù)，結(jié)合邊坡開挖時步動態(tài)調(diào)整、分步張拉，如表5所示。

表5 基于變形控制工法的錨索分步張拉設(shè)計

設(shè)開挖步數(shù)為n，錨索布置點坡面總位移預(yù)測值為U，各開挖步累計位移分別為U1，U2，U3，……；錨索設(shè)計總錨固力為P，每開挖步對應(yīng)的張拉力為P1，P2，P3，……；則每個開挖步對應(yīng)的錨索張拉力Pi可求：

第1步開挖時，可設(shè)Pi=P/n。后續(xù)開挖步根據(jù)位移監(jiān)測結(jié)果進行動態(tài)調(diào)整，布置點總位移U可通過數(shù)值分析進行預(yù)測，同時利用前序的監(jiān)測位移進行修正。邊坡開挖步數(shù)較多時(如≥5步)，錨索分步張拉工序較為繁瑣，影響施工進度，可適當(dāng)進行合并，但不宜少于3步。

3 工法應(yīng)用實例

3.1 實例應(yīng)用模擬

基于變形控制工法所提的錨索抗滑樁支擋結(jié)構(gòu)對平樂互通順層邊坡較為適用。擬定支擋方案為：挖方頂部采用土釘墻支護，抗滑樁采用C30混凝土，截面尺寸3.5 m×2.5 m，錨桿長度9～18 m不等；以數(shù)值模擬結(jié)果及現(xiàn)場監(jiān)測位移為依據(jù)，設(shè)定一級平臺抗滑樁頂3排錨索錨固力為300 kN；二級邊坡錨索初始錨固力240 kN；三級邊坡錨索初始錨固力165 kN。以AK0+318斷面概化模型，巖層巖性及主要支擋結(jié)構(gòu)如圖9。

圖9 平樂互通順層邊坡的主要支擋結(jié)構(gòu)

采用有限元法模擬分析該支護方案。模型分3步開挖并及時支擋，第1步開挖后，施作土釘墻、三級邊坡預(yù)應(yīng)力錨索及后排抗滑樁支擋；第2步開挖后，施作二級邊坡預(yù)應(yīng)力錨索及前排錨索抗滑樁的樁體；第3步開挖分4次進行，前3次分別開挖至前排錨索抗滑樁的各個錨頭深度并施作對應(yīng)的預(yù)應(yīng)力錨索，第4次挖方至坡底并施作壓力注漿錨桿防護。

開挖支護后坡體主要沿軟弱夾層變形，最大位移發(fā)生在坡底位置A處，約40 mm，變形區(qū)后緣距坡腳水平距離約146 m，較開挖不支護時顯著減小(開挖不支護時變形區(qū)后緣距坡腳247 m)，如圖10。自坡面開挖起始，沿軟弱夾層設(shè)置觀測路徑，坡體位移由坡面向內(nèi)部逐漸減小，沿軟弱夾層距坡腳72 m范圍受影響強烈，距坡腳146 m靠后基本不受影響，屬于典型的牽引式滑移破壞，如圖11。兩排抗滑樁的樁身內(nèi)力趨勢相同，樁身剪力最大值均出現(xiàn)在與軟弱夾層交界處，前后排樁剪應(yīng)力分別為99.2 kPa和124.32 kPa，遠小于C30混凝土的抗剪強度。各錨索受力情況良好，均符合設(shè)計要求。此外，以兩排樁樁頂為觀測點，采用強度折減法可求天然工況與暴雨工況下平樂互通順層邊坡的穩(wěn)定性系數(shù)分別為1.416和1.345。說明該方案能夠有效控制施工過程中的坡體變形，且加固效果明顯，邊坡整體處于穩(wěn)定狀態(tài)。

圖10 開挖支護后坡體位移

圖11 沿軟弱夾層向坡頂?shù)钠麦w位移分布

3.2 工程實踐與監(jiān)測

數(shù)值模擬結(jié)果表明，平樂互通順層邊坡采用基于變形控制的錨索樁支擋方案治理后效果可觀?，F(xiàn)場施工時需嚴格控制工序，該工法的關(guān)鍵工序可總結(jié)為：

(1) 布設(shè)外圍監(jiān)測點及截水溝設(shè)施。

(2) 坡口線外實施擋土墻及墊墩預(yù)應(yīng)力錨索等預(yù)加固措施，如圖12。

圖12 墊墩預(yù)應(yīng)力錨索預(yù)加固

(3) 以五級邊坡的開挖為例，依次進行順層清方，施作四級邊坡平臺臨時截水溝、位移監(jiān)測樁及坡面“腰部”錨索框架梁，張拉錨索至初始錨固力。

(4) 跳槽施工頂部抗滑樁。

(5) 開挖四級邊坡，依次進行順層清方，施作3級邊坡平臺臨時截水溝、位移檢測樁及坡面“腰部”錨索框架梁，張拉該級邊坡錨索至初始錨固力，上級邊坡錨索張拉至第2階段錨固力。

(6) 開挖三級邊坡，施作二級邊坡平臺位移監(jiān)測樁，張拉四級邊坡錨索至第2階段錨固力，五級邊坡錨索按設(shè)計錨固力鎖定。

(7) 按兩翼向中心方向的順序跳槽施工第1排抗滑樁。

(8) 抗滑樁強度達到70%后，開挖二級邊坡(1/2坡高)，挖方坡比1∶0.75。

(9) 抗滑樁頂錨索按初始錨固力張拉鎖定并進行擋土板施工，四級邊坡錨索按設(shè)計錨固力鎖定；抗滑樁頂若有多道錨索，則最上一道錨索初始錨固力最小，向下依次增大，如圖13。

圖13 抗滑樁及錨索框架

(10) 開挖剩余二級邊坡，樁頂錨索按設(shè)計錨固力鎖定。

(11) 二級邊坡錨索框架梁施工。

(12) 其余范圍一級邊坡開挖，施作排水溝與位移監(jiān)測樁等。

其中，地表位移監(jiān)測點(WY1～WY21)布設(shè)在抗滑樁后坡面或附近的框架梁上，開挖邊坡范圍內(nèi)采用全站儀監(jiān)測，坡體后緣通視條件較差處采用GPS監(jiān)測，邊坡支護施工完成后調(diào)整為GNNS自動監(jiān)測，監(jiān)測斷面如圖14；坡體測孔深部位移(CXD1～CXD12)施工期采用測斜儀人工監(jiān)測，支護完成后采用自動監(jiān)測裝置；錨索受力(MS1～MS26)采用錨索計監(jiān)測；抗滑樁受力監(jiān)測(Z22等5根樁)布置6個斷面，每個監(jiān)測斷面在靠山側(cè)的中間部位埋設(shè)1個土壓力盒。

圖14 地表位移測點布置斷面

因施工影響，現(xiàn)場監(jiān)測多分2階段進行，邊坡變形階段監(jiān)測頻率為1 d/次～1～2周/次。坡體深部位移監(jiān)測期間波幅幾近限于±1 mm范圍，且隨深度增加有減小的趨勢，與數(shù)值模擬結(jié)果較為吻合，如圖15。錨索及抗滑樁受力均符合預(yù)期，支擋結(jié)構(gòu)能充分發(fā)揮作用且受力規(guī)律與模擬結(jié)果一致。

圖15 坡體深部位移隨時間的變化(以CXD2測孔為例)

綜上，該工法施作于平樂互通順層邊坡后，坡面及坡體深部位移小，錨索與抗滑樁受力較好，有效控制了暴雨、地震等工況下的邊坡變形，解決了含軟弱夾層順層邊坡的變形控制難題。實踐證明，該工法施工機械簡便靈活，施工工序相對簡單有序且能高效運作，不僅確保了施工安全，還可縮減工期，節(jié)省資源，大大降低了建造成本，具有顯著的經(jīng)濟效益。

4 結(jié)論

根據(jù)對所提方案的有限元模擬及平樂互通順層邊坡現(xiàn)場施作，所得結(jié)論如下：

(1) 基于變形控制工法提出的錨索分步張拉設(shè)計路徑，考慮了施工過程中的坡體變形，能依據(jù)現(xiàn)場量測動態(tài)調(diào)整、分步張拉錨索，錨索受力更合理。

(2) 有限元模擬揭示以錨索抗滑樁為主的支擋結(jié)構(gòu)方案能夠有效控制施工過程中的坡體位移，且抗滑樁、錨索等符合設(shè)計要求。

(3) 錨索抗滑樁變形控制工法現(xiàn)場施作時，關(guān)鍵工序及監(jiān)測措施簡便靈活，可操作性強。

(4) 該工法施作至今，平樂互通順層邊坡變形地表位移與坡體深部位移得到了有效控制，錨索及抗滑樁受力符合預(yù)期，邊坡處于整體穩(wěn)定狀態(tài)，保障了施工進度與安全。

據(jù)此工法，可以對含有長大軟弱夾層、斷層、地下水富集的破碎軟巖順層邊坡的變形進行有效控制，確保邊坡開挖施工的穩(wěn)定性。