基于变形控制的含软弱夹层顺层边坡治理

2022-01-05张乐冯君武小菲龚祖坤

地质灾害与环境保护 2021年4期

张乐，冯君，武小菲*，龚祖坤，向波

(1.西南交通大学土木工程学院，成都 610031；2.四川省公路规划勘察设计研究院有限公司，成都 610041)

顺层边坡指岩层与坡面走向交角不超过30°的层状结构边坡，发生顺层滑动后，变形运动所需时间短，变形监测难以及时反馈，灾害规避效果不佳[1-3]。边坡防治的实质是其变形破坏的防治，原则上应以防为主，及时治理[4]。对于含软弱夹层的顺层边坡，软弱夹层切断了下部岩体约束，其材料及力学特性又远弱于正常岩土体，无支护时的位移发展模式具陡变、破坏强等特性，控制着边坡的变形破坏，如约旦的安曼-埃尔比得等公路沿线路堑边坡便多是由软弱夹层导致的平动或转动破坏[5-9]。

因此，对于自然或人工诱因引发的含软弱夹层顺层边坡变形，须及时支护，否则将沿软弱夹层发生滑动。如丹巴县建设街后山滑坡，2003年便已有变形迹象，因未及时支护，2005年出现明显滑坡变形，危及大半个丹巴县城近4 600人生命安全[10-11]。对此类边坡，常采用顺层清方，并视软弱夹层情况设置预加固桩、预应力锚索、锚杆、挡土墙等抗滑工程[12]。然而，天然岩土体存在诸多不确定性，现有设计很少考虑施工的时间与空间效应，使得支挡结构或难以彻底发挥作用，造成材料浪费；或出现超荷现象导致结构损伤，严重时结构失效引发边坡失稳[13-14]。

本文基于边坡开挖时空效应与结构协同工作等原理，提出含软弱夹层顺层边坡的变形控制工法，以有限元模拟为手段，给出锚索抗滑桩变形控制支挡方案；依托仁沐新高速公路平乐互通顺层边坡治理工程，探讨了变形控制工法的现场施工关键工序和监测路径；结合现场监测，验证所提工法的合理性；以期为含软弱夹层顺层边坡等变形控制要求较高的工程实践提供技术，保障复杂工况下的施工进度及安全。

1 工程地质概况

G4216线仁沐新高速公路马边支线起于主线新凡乡(K116+192.98)，与主线沐川枢纽互通相接，止于马边县城北红牌坊大桥，路线全长43.847 km。全线地形地质条件复杂，受五指山背斜、新凡-利店向斜、马边向斜等构造控制，路线左侧路堑多为顺层边坡，岩性以泥岩、砂岩为主，岩层倾角20°～45°，节理裂隙发育，完整性较差，施工期间的高强度降雨加剧了岩土体破坏。

AK0+112～AK0+465段顺层边坡是平乐互通的控制性工点。边坡上覆第四系滑坡堆积层黏土、含角砾粉质黏土等，下伏基岩为侏罗系中统沙溪庙组砂泥岩互层，岩层产状270°∠14°，最大挖方高度55.08 m。施工揭示坡体内10～19.35 m深度广泛分布着10～25 cm厚的泥化软弱夹层，AK0+270处有一断层破碎带，如图1。2019年1月3日宜宾市珙县发生5.3级地震，震源距项目距离仅138.5 km，抗滑桩井内显示砂岩沿软弱夹层发生错动变形，变形量约1.5 cm，抗滑桩护壁靠坡顶侧与基岩间亦有裂缝出现，进一步加剧了该段边坡的不稳定性，如图2。

图1 顺层边坡处不良地质

图2 珙县5.3级地震导致的岩层错动

顺层边坡前缘开挖极小高度时，受开挖卸荷影响作用，支挡结构未及施作边坡已有滑动失稳趋势，施工难度较大。为保证施工安全与质量，考虑到地质条件的复杂性，对该段边坡开挖的变形控制具有较高要求，须动态调整开挖高度、长度及防护措施。

2 变形控制治理工法

2.1 工艺原理

为解决顺层边坡开挖过程中的变形控制问题，提出一种变形控制工法，设计原理主要包括预加固原理、边坡开挖变形的时空效应和支挡结构协同工作等原理。

通过预加固，可以减小开挖对岩体的扰动和损伤，并在一定程度上利用岩体自身的承载能力。因此，应首先应用预加固原理，在顺层边坡开挖坡口线以外施作临时加固措施，预防边坡在施工期间突发顺层滑动。开挖引起的坡体变形具有时间和空间效应，不同的开挖步骤和工法对边坡的稳定性及变形分布规律有很大影响，合理利用其时空效应则可减小施工带来的负面影响。此外，现有支挡结构设计以极限状态下能够协同工作为前提，但施工过程复杂，边坡内力和变形呈动态变化，若不能有效控制，实际受力与设计条件将有较大偏差。

基于上述原理，拟定变形控制工法的工艺流程如图3。

图3 变形控制工法工艺流程

2.2 支挡结构设计

对于含软弱夹层或受强降雨、地震作用的顺层边坡，多排桩支护等措施加固下仍存在较大的安全隐患，锚索抗滑桩相对而言更为适用[15]。结合变形控制工法原理，抗滑桩考虑施工时空效应，按两翼向中心方向的顺序跳槽法施工，以降低桩体开挖对边坡的扰动；规范条文中锚索预应力的张拉时机、张拉顺序及锚固力大小的选择较为固定，对工程施工中的实际情况考虑较少，这可能导致锚索的预应力达不到设计值或超过设计值引起锚索失效。因此，锚索的张拉时机、张拉顺序及锚固力大小等，需充分考虑边坡开挖的时空效应与结构协同工作原理进行设计。

基于本文所提变形控制工法的工艺流程，采用有限元软件Plaxis 2D对某顺层边坡锚索抗滑桩支护进行模拟分析。将之简化为平面应变问题，模型尺寸取338×135 m2以消除边界条件影响，采用六节点三角形单元对模型进行网格离散，开挖区域适当加密以保证计算精度，划分网格总数2 725，节点总数23 245。模型底部采用固定约束，侧面仅为限制水平位移的滑动约束，上表面为自由面，如图4。

图4 模型网格划分

岩土体本构采用Mohr-Coulomb模型，抗滑桩采用板单元，锚索自由段采用点对点锚杆单元，锚固段采用土工格栅单元，岩土体与结构物之间通过界面强度折减因子对黏聚力c和内摩擦角φ折减，以模拟岩土体与支护结构之间的强度关系。岩土体物理力学参数根据平乐互通顺层边坡所取土样的室内试验结果拟定如表1，支挡结构计算参数如表2。

表1 岩土体物理力学参数

表2 支挡结构计算参数

施工模拟时，以坡脚为基准面(标高0 m)，按以下步骤进行：

(1)施工抗滑桩，嵌入深度从相对标高69.36 m到相对标高39.36 m。

(2)边坡开挖至相对标高66.86 m，设置第1排锚索并施加预应力。

(3)边坡开挖至相对标高64.36 m，设置第2排锚索并施加预应力。

(4)边坡开挖至相对标高61.86 m，设置第3排锚索并施加预应力。

(5)边坡分四级开挖至相对标高48.25 m，即软弱滑动面。

锚索初始张拉锁定值按相关规范[12]计算如下：

P=(0.75～0.9)Nk

(1)

式中，P为锚索的初始张拉锁定值(预加轴向拉力值)；Nk为锚索轴向拉力标准值。为方便叙述，定义P与Nk比值为锁定系数η，则η⊆[0.75，0.9] 。取各锚索预应力最终设计值为300 kN，为对比初始锁定值对各排锚索最终拉力的影响，方案模拟时3排锚索取相同的锁定系数，分别为0.75，0.85，0.90。模拟结果如表3。

表3 各锁定方案的锚索最终拉力(单位：kN)

可知，方案1与方案2锚索的最终拉力值虽然均未达到300 kN的设计值，但方案2的锚索受力更为充分；方案3在边坡开挖完成后锚索充分受力，但第2排锚索、第3排锚索最终拉力值均超过300 kN，实际工程中会降低支护的安全储备，严重超荷时甚至会造成锚固失效，从而引发工程事故。抗滑桩桩身侧向变形监测显示，3个方案位移最大差值约3 mm，可以忽略。由此，方案2相对而言为较好的张拉锁定方案。

方案2开挖支护过程中，锚索预应力变化如图5，方案1、3趋势与之相近。第3步开挖前，锚索预应力呈上下波动，这是因为受边坡开挖时空效应及其它锚索作用影响。锚索施加初始预应力后，锚头会因下一级岩土体开挖而产生向临空面的侧向变形，导致预应力增大，表征为曲线上升；下排锚索的张拉以及锚固段的脱黏滑移导致一定的预应力损失，表征为曲线下降。第3步开挖后，随着后续开挖的进行，临空面不断增大，锚头侧向变形加剧，因此曲线呈上升趋势。此外，由于支护方案中锚索间距不大、开挖土体方量较小，故下排锚索张拉引起的上排锚索预应力损失仅占预应力设计值的0.4%～0.6%，土体开挖导致的预应力增量仅占预应力设计值的0.66%～0.76%，相较于锚索张拉完成后预应力增长11.8%～15.4%，可忽略不计。锚索张拉完成后的预应力增长，还呈现出预应力增量的时间滞后效应，即越先张拉的锚索预应力增量越小，越晚张拉的锚索预应力增量越大。

图5 方案2开挖支护过程中锚索预应力变化

结合锚索施工时的锁定过程，可将模拟中预应力变化之后稳定的锚索拉力值看作初始锁定值。通过不断调整预加拉力，则可使得锚索在初始损失后的稳定拉力值更趋近于设计锁定值。据此，考虑各排锚索的张拉先后顺序，锁定系数呈梯度选取，越先张拉的锚索取较大的锁定系数，越晚张拉的锚索取较小的锁定系数，对方案2进行优化，详如表4。

表4 方案优化设计

优化方案下，锚索在数值计算过程中预应力变化如图6。图中各曲线仍呈先波动后增大的变化趋势，但边坡开挖完成后，各排锚索的受力更为充分，且未出现锚索超荷。水平位移如图7，最大位移发生在滑坡体、软弱夹层及抗滑桩接触位置，约14 mm，支护效果好。

图6 优化方案开挖支护过程中锚索预应力变化

图7 优化方案开挖支护后坡体水平位移

开挖卸荷作用下，坡面位移与开挖步间关系可概化为3种，如图8。优化方案的坡面点位移随边坡开挖逐渐增大，坡面位移与开挖步间的关系拟合为凹曲线，即初期开挖步引起的坡体变形较小，后期影响逐渐增强，开挖引起的锚头位移越大，预应力增长更为迅速，因此，呈现“越先张拉的锚索预应力增量越小，越晚张拉的锚索预应力增量越大”特征；若拟合曲线为凸形，则会呈现“越先张拉的锚索预应力增量越大，越晚张拉的锚索预应力增量越小”特征。若锚索按设计锚固力在某开挖步一次性张拉并封锚，后续开挖步的变形可能导致锚索承载力不足；同时，试验研究表明，分步张拉相较于一次性张拉更能降低锚索的预应力损失；根据弹塑性理论，软质岩顺层边坡的坡体需一定变形才能调动边坡自身的承载能力，且该变形量高于硬质岩，锚索一次性张拉不利于坡体自稳能力的发挥[16]。

图8 边坡施工期开挖变形关系

可见，锚索预应力增量与坡体位移特征息息相关，坡体位移变化又与开挖时步存在一定联系。因此，锚索的施作时机、张拉顺序及锚固力的大小应基于变形控制工法，根据坡面位移、锚索受力等实时监测数据，结合边坡开挖时步动态调整、分步张拉，如表5所示。

表5 基于变形控制工法的锚索分步张拉设计

设开挖步数为n，锚索布置点坡面总位移预测值为U，各开挖步累计位移分别为U1，U2，U3，……；锚索设计总锚固力为P，每开挖步对应的张拉力为P1，P2，P3，……；则每个开挖步对应的锚索张拉力Pi可求：

第1步开挖时，可设Pi=P/n。后续开挖步根据位移监测结果进行动态调整，布置点总位移U可通过数值分析进行预测，同时利用前序的监测位移进行修正。边坡开挖步数较多时(如≥5步)，锚索分步张拉工序较为繁琐，影响施工进度，可适当进行合并，但不宜少于3步。

3 工法应用实例

3.1 实例应用模拟

基于变形控制工法所提的锚索抗滑桩支挡结构对平乐互通顺层边坡较为适用。拟定支挡方案为：挖方顶部采用土钉墙支护，抗滑桩采用C30混凝土，截面尺寸3.5 m×2.5 m，锚杆长度9～18 m不等；以数值模拟结果及现场监测位移为依据，设定一级平台抗滑桩顶3排锚索锚固力为300 kN；二级边坡锚索初始锚固力240 kN；三级边坡锚索初始锚固力165 kN。以AK0+318断面概化模型，岩层岩性及主要支挡结构如图9。

图9 平乐互通顺层边坡的主要支挡结构

采用有限元法模拟分析该支护方案。模型分3步开挖并及时支挡，第1步开挖后，施作土钉墙、三级边坡预应力锚索及后排抗滑桩支挡；第2步开挖后，施作二级边坡预应力锚索及前排锚索抗滑桩的桩体；第3步开挖分4次进行，前3次分别开挖至前排锚索抗滑桩的各个锚头深度并施作对应的预应力锚索，第4次挖方至坡底并施作压力注浆锚杆防护。

开挖支护后坡体主要沿软弱夹层变形，最大位移发生在坡底位置A处，约40 mm，变形区后缘距坡脚水平距离约146 m，较开挖不支护时显著减小(开挖不支护时变形区后缘距坡脚247 m)，如图10。自坡面开挖起始，沿软弱夹层设置观测路径，坡体位移由坡面向内部逐渐减小，沿软弱夹层距坡脚72 m范围受影响强烈，距坡脚146 m靠后基本不受影响，属于典型的牵引式滑移破坏，如图11。两排抗滑桩的桩身内力趋势相同，桩身剪力最大值均出现在与软弱夹层交界处，前后排桩剪应力分别为99.2 kPa和124.32 kPa，远小于C30混凝土的抗剪强度。各锚索受力情况良好，均符合设计要求。此外，以两排桩桩顶为观测点，采用强度折减法可求天然工况与暴雨工况下平乐互通顺层边坡的稳定性系数分别为1.416和1.345。说明该方案能够有效控制施工过程中的坡体变形，且加固效果明显，边坡整体处于稳定状态。

图10 开挖支护后坡体位移

图11 沿软弱夹层向坡顶的坡体位移分布

3.2 工程实践与监测

数值模拟结果表明，平乐互通顺层边坡采用基于变形控制的锚索桩支挡方案治理后效果可观。现场施工时需严格控制工序，该工法的关键工序可总结为：

(1) 布设外围监测点及截水沟设施。

(2) 坡口线外实施挡土墙及垫墩预应力锚索等预加固措施，如图12。

图12 垫墩预应力锚索预加固

(3) 以五级边坡的开挖为例，依次进行顺层清方，施作四级边坡平台临时截水沟、位移监测桩及坡面“腰部”锚索框架梁，张拉锚索至初始锚固力。

(4) 跳槽施工顶部抗滑桩。

(5) 开挖四级边坡，依次进行顺层清方，施作3级边坡平台临时截水沟、位移检测桩及坡面“腰部”锚索框架梁，张拉该级边坡锚索至初始锚固力，上级边坡锚索张拉至第2阶段锚固力。

(6) 开挖三级边坡，施作二级边坡平台位移监测桩，张拉四级边坡锚索至第2阶段锚固力，五级边坡锚索按设计锚固力锁定。

(7) 按两翼向中心方向的顺序跳槽施工第1排抗滑桩。

(8) 抗滑桩强度达到70%后，开挖二级边坡(1/2坡高)，挖方坡比1∶0.75。

(9) 抗滑桩顶锚索按初始锚固力张拉锁定并进行挡土板施工，四级边坡锚索按设计锚固力锁定；抗滑桩顶若有多道锚索，则最上一道锚索初始锚固力最小，向下依次增大，如图13。

图13 抗滑桩及锚索框架

(10) 开挖剩余二级边坡，桩顶锚索按设计锚固力锁定。

(11) 二级边坡锚索框架梁施工。

(12) 其余范围一级边坡开挖，施作排水沟与位移监测桩等。

其中，地表位移监测点(WY1～WY21)布设在抗滑桩后坡面或附近的框架梁上，开挖边坡范围内采用全站仪监测，坡体后缘通视条件较差处采用GPS监测，边坡支护施工完成后调整为GNNS自动监测，监测断面如图14；坡体测孔深部位移(CXD1～CXD12)施工期采用测斜仪人工监测，支护完成后采用自动监测装置；锚索受力(MS1～MS26)采用锚索计监测；抗滑桩受力监测(Z22等5根桩)布置6个断面，每个监测断面在靠山侧的中间部位埋设1个土压力盒。

图14 地表位移测点布置断面

因施工影响，现场监测多分2阶段进行，边坡变形阶段监测频率为1 d/次～1～2周/次。坡体深部位移监测期间波幅几近限于±1 mm范围，且随深度增加有减小的趋势，与数值模拟结果较为吻合，如图15。锚索及抗滑桩受力均符合预期，支挡结构能充分发挥作用且受力规律与模拟结果一致。

图15 坡体深部位移随时间的变化(以CXD2测孔为例)

综上，该工法施作于平乐互通顺层边坡后，坡面及坡体深部位移小，锚索与抗滑桩受力较好，有效控制了暴雨、地震等工况下的边坡变形，解决了含软弱夹层顺层边坡的变形控制难题。实践证明，该工法施工机械简便灵活，施工工序相对简单有序且能高效运作，不仅确保了施工安全，还可缩减工期，节省资源，大大降低了建造成本，具有显著的经济效益。