土釘支擋結構在地鐵基坑邊坡穩定性分析中的應用

劉 盼,李新斌

(武漢地鐵股份有限公司建設二公司,湖北 武漢 430000)

商業化、人口密集化成為現在城市的主要特點,地上空間的擁擠越來越嚴重,地下空間的開發和利用逐漸成為城市發展的主角,地下工程的數量隨之增加,施工難度逐步提高。以地連墻為圍護結構的傳統開挖方式見于大多數基坑施工,但放坡開挖方式較少,因此如何保證基坑邊坡的穩定是重中之重?；映Ｒ姷倪吰轮踅Y構有錨桿、土釘墻、擋土墻、圍護樁、地連墻等。邊坡穩定性計算的極限平衡法[1]是以土的抗剪強度和靜力平衡為準則,隨后在該基礎上又由Fellenius提出了瑞典圓弧法和簡化法,以靜力和力矩平衡為研究準則[2]。采用平面滑動法和瑞典圓弧法對邊坡穩定性進行研究,并用midas GTS NX數值模擬對不同支護參數進行分析。

1 工程概況

武漢地鐵12號線某基坑處于長江一級階地,采用土釘墻支護放坡開挖方式,基坑長256 m,開挖深度6.2 m,放坡坡比率為1,處于城市交通樞紐地帶,按環境影響和失事程度定邊坡穩定性為二級。工程地質主要由近代人工雜填土(Qml)、粉砂層、第四系全新統湖積(Q4l)淤泥、第四系全新統沖積(Q4al)一般黏性土、淤泥質土、互層土、砂土及第四系全新統沖洪積(Q4al+pl)碎石類土組成。水文地質主要為第四系上層滯水、孔隙水承壓水和碎屑巖裂隙水三種類型。

2 邊坡穩定性方法對比分析

根據靜力平衡和力矩平衡受力特征及假定條件,將邊坡穩定性分析方法列表,詳見表1。

表1 各邊坡穩定性分析方法的特征及假定條件

瑞典圓弧法適用于黏性土,可以將各土層的內摩擦角和粘聚力進行折算為一層土的計算參數,適用于大多數邊坡工程,計算處安全系數較實際工程小,工程偏安全;簡化法考慮了水平間作用力,忽略豎向作用力;畢肖普法計算原理中增加了豎向作用力,計算過程較為復雜;簡化法和畢肖普法可滿足一般工程的精度要求,但其計算單元劃分要求較高,計算出安全系數接近實際,工程安全。不平衡推力法和Morgenstern-Price 法是建立在現代數值模擬計算基礎上[3],對理論數據掌握要求較高,實際工程中采用不多。平面滑動法為假定滑動面為平面,適用于大多數實際工程,也是邊坡計算中的經典模式,并且計算過程和受力分析不太復雜,適用于該基坑邊坡穩定性分析。通過對比各研究方法并結合現場工程實際情況,基坑邊坡靜力平衡采用平面滑動法計算,力矩平衡采用瑞典圓弧法計算。

3 邊坡穩定性計算

3.1 按靜力平衡法

(1)天然工況。

邊坡在沒有支擋結構的情況下,計算邊坡是否處于自穩狀態。天然工況邊坡安全系數計算示意圖如圖1所示,計算過程如下。

圖1 靜力平衡法天然工況

邊坡傾角:α=45°;滑動面破裂角:

安全系數:ks=[0.5×6.2×6.2×18.3×cos36°×tan28°+6.2×5÷tan36°]÷[0.5×6.2×6.2×18.3×sin36°]=0.938<1.2;

計算出的安全系數為0.938小于規范要求的1.2,故邊坡在天然工況下處于不安全狀態。

(2)土釘支擋工況。

邊坡在打設土釘的作用下,計算邊坡安全狀態,計算過程如下。

一根土釘錨固力:Nk=3.14×0.022×130×10=89.8(kN/m);

總的錨固力:N=3×89.8=269.4(kN/m);

滑動力矩:MS=0.5×6.22×18.3×sin 36°=206.7(kN·m);

抗滑力矩:MR=0.5×6.22×18.3×0.5×6.22×18.3×cos36° × tan28°+269.4×sin51°×tan28°+ 269.4×cos51°+6.2×5/tan36°=473.4(kN·m);

3.2 按力矩平衡法

(1)天然工況。

邊坡在沒有支擋結構的情況下,計算邊坡是否處于自穩狀態。天然工況計算示意圖如圖2所示,計算過程如下。

圖2 天然工況

根據計算簡圖3取計算參數:圓弧半徑R=15 m、滑塊力臂d=7.1 m、滑塊體積V=21 m3、粘聚力長度L=18 m。

圖3 土釘支擋工況

(2)土釘支擋工況。

根據計算簡圖3取計算參數:圓弧半徑R=15 m、滑塊力臂d=7.1 m、滑塊體積V=21 m3、粘聚力長度L=18 m、各土釘的抗滑力臂d1=6.63 m、d2=8.8 m、d3=11.9 m。

則安全系數:ks=(5×15×18+89.8×6.63+89.8×8.8+89.8×11.9)÷(21×18.3×7.1)=1.39>1.2,在土釘支擋結構下邊坡的安全系數為1.39大于規定值1.2,故邊坡處于安全狀態。

3.3 結論

對邊坡不同工況下的安全系數進行對比分析,見表2。

表2 不同工況下的邊坡的安全系數

由計算結果可知,在天然工況的情況下邊坡穩定的安全系數均小于規定值1.2?；拥纳蠈痈餐林饕獮殡s填土和素填土,土的內摩擦角和抗剪強度較低,致使土體內部的抗滑阻力克服不了下滑力,在坡面傾角大于內摩擦角時會引起失穩?；娱_挖控制坡面為45°,遠大于土的內摩擦角28°,因此在天然工況下邊坡處于不穩定狀態。對邊坡打設土釘支擋后,邊坡的安全系數均滿足要求,土釘的施做極大地提高了土體的抗滑力,增大了抗滑力矩。

4 數值模擬計算

4.1 模型建立

該基坑邊坡無大幅度起伏,斷面規則平穩,選取與力學計算相同的斷面建立二維計算模型。采用midas GTS NX數值模擬,邊坡內土體采用二維平面應變單元分析,打設土釘支擋結構采用一維植入式桁架單元模擬,邊坡坡面噴錨支護等材料采用摩爾庫倫計算準則[4]。邊界條件根據圣維南原理取3倍的開挖深度,即坡頂取6.2 m,坡底取6.2 m,數值分析模型圖如圖4所示,并輸入巖土力學參數,見表3。

圖4 數值分析模型

4.2 天然工況與土釘支擋對比分析

對邊坡分別進行天然工況下和施做土釘支擋結構下穩定性分析,其位移圖和塑性應變圖如圖5、圖6所示。

圖5 天然工況下位移

圖6 土釘支擋下位移

據圖分析,天然工況下土體的豎向最大位移出現在中部4 m位置處,位移大約5.7 mm,坡體有滑裂趨勢。施工土釘墻支擋結構后邊坡穩定,最大位移大約1.8 mm,在邊坡中上部位置。普通的滑坡地質災害研究表明,邊坡滑裂最大原因是局部豎向位移突然變大,或者在外部干擾因素下土體抗剪強度下滑,因此施工土釘墻后,控制了局部豎向位移,可提高邊坡穩定,研究與實際工程相符。天然工況下塑性變形區范圍較大,體現土體有效應力區滑裂張力較大,但具體不能直接表明邊坡會發生失穩,故塑性區體現出貫通面不是客觀的邊坡滑動面,采用豎向位移增幅大小能更好體現失穩狀態。

4.3 土釘桿體直徑對比分析

研究土釘桿體直徑對邊坡穩定性的影響,設定其他參數不變,僅研究土釘桿體直徑d=22 mm和d=28 mm時對邊坡豎向位移和塑性區的影響。取土釘打入角度15°,錨固段長度10 m,其他參數如上,計算結果如圖7、圖8所示。

圖7 土釘直徑d=22 mm位移

圖8 土釘直徑d=28 mm位移

據圖分析,當邊坡植入土釘后,其豎向位移和塑性區均得到有效改善。d=22 mm土釘影響邊坡豎向位移最大值為1.2 mm,d=28 mm土釘為1.0 mm,二者幾乎無差距,并且都能達到施工要求。對此從施工成本經濟角度出發,選擇d=22 mm的土釘既能達到穩定邊坡的目的,又能節材降低成本。

4.4 邊坡噴混凝土厚度對比

研究邊坡噴射混凝土厚度不同對邊坡穩定性的影響,設定其他參數不變,僅研究混凝土厚度h1=80 mm和h2=150 mm時對邊坡豎向位移和塑性區的影響。計算結果如圖9、圖10所示。

圖9 混凝土h1=80 mm位移

圖10 混凝土h2=150 mm位移

由圖可知,150 mm厚度混凝土的塑性變形區較80 mm厚度小,更加有利于控制土體的變形,但在豎向位移值中無明顯體現,分析原因是土釘植入使得邊坡穩定,土體未形成潛在滑動面,并且開挖的土體表面及時噴射混凝土,可進一步控制由有效應力失散引起的回彈變形,減小塑性區土體變形,故施工選擇150 mm厚度噴射混凝土。

4.5 數值模擬結論

在土釘支擋結構工況下,邊坡的豎向位移為1.8 mm小于天然工況下的5.7 mm,打設土釘可以增加滑裂面的抗滑力。直徑為22 mm和28 mm的桿體對豎向位移和塑性區的改善相差甚微,因此選用直徑為22 mm的土釘既能達到穩定邊坡的目的,又能節材降低成本。150 mm厚度混凝土的塑性變形區較80 mm厚度小,表明混凝土保護層可以起到抵抗有效應力失散作用。

5 監測數據分析

為更好的掌握基坑施工的安全狀態,及時掌握施工過程中的異常情況,評價對周圍環境和建筑物的影響,監測成為現在項目管理中重要一環。監測還可以反映地層變形發展的規律及工程施工所造成的影響,判斷前一步施工工藝和施工參數是否符合預期要求,以確定和優化下一步的施工參數,為后續施工取得信息,達到經濟目的[5]。

根據地質條件選取代表性斷面即基坑開挖第55軸區,根據《城市軌道交通工程監測技術規范》(GB 50911-2013)相關要求和條文說明,在施工主要影響區內的坡頂、邊坡中部、坡頂處布設監測點,進行地表沉降、豎直位移監測、預警值見表4。

表4 邊坡監測項目及預警 單位:mm

5.1 影響區域劃分

圖11 斷面監測布置

5.2 監測點的布設

坡頂和地表監測點布設采用固定中桿結合配套棱鏡。其埋設方法如下:沿邊坡頂部堅固區域按4 m 間距用電鉆成孔植入Φ16 圓鋼,鋼頭采用長度為8 mm 的對中螺牙,露出地面長度為10～15 mm。

邊坡中部和坡底監測點布設采用土釘支擋穩固結構焊接鋼筋測頭,粘貼測量反光貼,沿基坑縱向布設間距4 m。施工過程中需對監測點進行保護。

5.3 監測數據分析

(1)地表沉降監測。

地表沉降變化趨勢如圖12所示。由圖可知,測點1和測點2的沉降變化有著相同的趨勢,基坑放坡開挖形成邊坡后,土體自重應力減小,產生回彈變形,于是在前九天內沉降呈增大趨勢,后續土體自重應力重新分布外加應力擴散,使得沉降趨于穩定,后續隨時間沉降慢慢減小。沉降最大值監測顯示在第九天,其中測點1的最大值為4.6 mm,測點2的最大值為4 mm,均小于監測預警值6 mm,顯示邊坡安全可控狀態。

圖12 地表沉降變化

(2)坡頂豎向位移。

坡頂豎向沉降變化趨勢如圖13所示。由圖可知,坡頂的豎向位移在隨著時間呈增長狀態,測點1在初期較測點2增長慢,但后續測點2變化值較大。第十一天測點1豎向位移達到最大值4.5 mm,但測點2的豎向位移最大值2.6 mm在第九天,分析原因基坑坡頂施工荷載影響測點1的數據變化,基坑土方開挖對邊坡頂部的影響較小,而施工堆載影響較大。豎向位移最大值均小于預警值8 mm,邊坡處于安全可控狀態。

圖13 坡頂豎向沉降變化

(3)邊坡中部豎向位移。

邊坡中部豎向位移變化趨勢如圖14所示。由圖可知,邊坡中部豎向位移變化較復雜,前四天時間內測點1和測點2的豎向位移急劇增大,分析原因邊坡放坡傾角45°較大,基坑開挖后土體無法達到自穩狀態,上部土體下滑致使土體的抗剪強度和抗滑阻力不足,致使土體有較大位移。第四天后豎向位移呈減小趨勢,說明在施工土釘支擋結構后,增大了土體抗滑力和抗滑力矩,外部因素干擾了失穩狀態,人為達到了邊坡穩定。第九天后土體豎向位移進一步減小,后續達到2.2 mm左右。中部邊坡豎向位移最大值為7 mm,距預警值8 mm較近,施工現場及時組織相關技術人員進行商討,及時采取邊開挖邊支護的施工措施,加大監測頻率,隨時掌握邊坡穩定狀態。

圖14 邊坡中部豎向位移變化

(4)邊坡底部豎向位移。

邊坡底部豎向位移變化趨勢如圖15所示。由圖可知邊坡底部監測位移值較小,基本穩定在1.5 mm左右,遠小于預警值6 mm。邊坡底部土體擾動性小,其底部大多數為未開挖部分,巖土應力變化小,只要不人為破壞坡腳,不造成坡腳懸空,其長時間可處于安全穩定狀態。

圖15 邊坡底部豎向位移變化

5.4 監測結論

通過監測數據顯示,地表和坡頂的沉降變化趨勢相似,均在前期呈增長趨勢,后期隨支護結構的施工,土體抗剪強度增大,抗滑阻力增加,土體的變形量減小。坡底的土體由于擾動量小,豎向位移長期趨于穩定狀態,但邊坡中部變形量較大,故在實際工程支護結構施工中要做到早開挖、早支護、勤測量。

6 結 論

(1)采用土釘支擋結構后,邊坡安全系數提高至1.39,大于天然工況下的0.495,邊坡的豎向位移為1.8 mm小于天然工況下的5.7 mm,表明土釘支擋提高了邊坡穩定性,增加了滑裂面的抗滑力,因此選用土釘支護可行。

(2)通過數值模擬對比,直徑為22 mm和28 mm的桿體對豎向位移和塑性區的改善相差甚微,因此選用直徑為22 mm的土釘既能達到穩定邊坡的目的,又能節材降低成本。150 mm厚度混凝土的塑性變形區較80 mm厚度小,表明混凝土保護層可以起到抵抗有效應力失散作用。

(3)現場監測數據顯示邊坡中部豎向位移變化量最大為7 mm,在土釘施工后穩定在3.5 mm,因此在施工中盡早施工土釘并及時噴錨,提高土體抗滑力,減小邊坡位移。