川西南公路順層邊坡樁錨組合結構加固分析
——以樂西高速ZK9+352～ZK9+526邊坡為例

劉正威, 鄔 凱, 羅曉龍, 閔 祥, 陳 沛, 唐 爽, 李 濤

(1.四川公路橋梁建設集團有限公司, 成都 610041; 2.四川省公路規劃勘察設計研究院有限公司, 成都 610041;3.西南交通大學土木工程學院, 成都 610031)

順層邊坡指邊坡走向與巖層近于平行,巖層傾向與坡向交角不超過30°,且邊坡坡角大于巖層傾角的層狀結構邊坡[1-5]。受構造、巖性、地殼抬升等因素影響,順層邊坡廣泛分布,坡體內部巖體軟弱夾層發育或層間結合差,部分發育層間錯動帶或構造光滑鏡面,受開挖、降雨等誘因作用,其平面滑動主要表現為邊坡在自重及其他荷載作用下沿軟弱結構面發生順層滑移破壞,失穩風險高,破壞嚴重,治理成本昂貴[6-10]。四川盆地是我國的典型紅層分布區,其順層邊坡具有區域群發、危害嚴重、治理成本高等特點[11-14]。

坡腳開挖是含軟弱夾層順層邊坡失穩滑動的另一突出誘因。軟硬相間順層邊坡中往往存在多個薄層狀擠壓破碎帶,在地下水長期作用下逐漸形成軟弱夾層[15-16]。對于含軟弱夾層的順層邊坡,在構造裂隙與軟弱層面耦合作用下,常發生緩慢、持續、漸進的蠕變變形,且不同部位的變形程度存在差異[17-18]。工程建設開挖揭露某一軟弱夾層后,其上覆巖土體在重力作用下易于滑動,且進一步開挖后揭露下一層軟弱夾層時往往會再次發生滑動,形成多層式順層滑坡[15]。胡斌等[19]以某公路軟硬互層邊坡為例,基于開挖卸荷理論,采用FLAC3D軟件進行數值模擬研究,結果表明最大不平衡力、最大水平位移值、剪應變最大值隨開挖步數的增加累積增大。唐紅梅等[20]認為邊坡位移對開挖過程反映比較敏感,量值突增現象顯著。馬洪生等[21]研究了開挖面陡傾程度對松弛區范圍的影響,認為開挖松弛范圍隨開挖角度的增大而增大。穆成林等[22]認為陡坡度開挖下邊坡變形破壞規模大,穩定較差,滑坡深層由層間泥化夾層剪切以及陡傾裂隙組合形成階梯狀滑面,整體以滑移-拉裂深層失穩為主。蘇培東等[23]考慮軟弱夾層的應變軟化特性,認為含軟弱夾層順層邊坡的漸進破壞為自坡腳沿軟弱夾層延伸至坡頂,并在坡頂產生拉張破壞。

本文以樂山至西昌高速公路馬邊至昭覺段S1標段某順層高邊坡為例,通過有限元數值計算和現場監測,研究了順層邊坡開挖卸荷后的應力和位移特征,并進一步探討了樁錨組合結構對于該類工程邊坡加固的適用性。研究結果利于工程設計和施工借鑒。

1 工程背景

圖1 馬邊河流域構造綱要及順層滑坡分布

在場地出露的巖層測得產狀:280°∠18°。其中主要發育兩組節理,L1:30～50°∠60～70°,切割深度大于4.0 m,裂隙面平整,平面延伸>10.0 m,間距約3.0 m,最大張開寬度5～10 cm;L2:120～140°∠65～85°,延伸長度約4.0 m,切割深度大于3.0 m,間距約2 m,閉合—微張,無充填,各組節理裂隙面較平直、較光滑。鉆探揭露滑體平均厚度13.3 m,斜坡坡長214 m。

2 順層邊坡樁錨組合加固數值分析

2.1 數值模型

依據樂西高速馬邊至昭覺段ZK9+352 ～ ZK9+526左側典型斷面建立有限元模型,如圖2所示。其中,無支護條件下的模型用以驗證數值模擬的合理性,抗滑樁與錨索支護條件下的模型用以分析順層巖質邊坡的漸進破壞特征與穩定性情況。兩種模型尺寸相同,長為269.0 m,高為121.42 m,足以消除邊界條件對結果的不利影響。有限元模型分為滑體、滑面、基巖與支護結構4部分。其中,滑體與基巖均為層狀巖體,賦予其線彈性模型,滑面賦予彈塑性損傷模型。支護結構中:①抗滑樁與巖體界面法向接觸為硬接觸,切向接觸通過給定罰函數系數進行設置(取0.384);②預應力錨索使用Truss單元模擬,采用T2D2單元類型進行網格離散,并將其分為錨固段與自由段,錨固段使用嵌入約束(Embedded),而自由段不施加約束;③預應力錨索與抗滑樁間的連接使用Coupling節點耦合約束。

圖2 有限元數值計算模型

無支護條件下的計算模型采用CPE4和CPE3(平面應變單元)進行網格劃分;抗滑樁與錨索支護條件下的計算模型僅使用CPE4進行網格劃分。特別的是,兩種模型均對滑體的開挖區域和整個滑面部分的網格劃分需進行細化,以保證數值計算的準確性。兩種模型賦予約束條件:模型底邊施加固定約束、左右邊界施加水平約束、其余邊界自由。

2.2 計算參數及計算工況

基于勘察資料與室內試驗結果,確定順層巖質邊坡計算參數,見表1～表4。無支護條件下計算僅考慮邊坡自重應力,分為兩步:①邊坡地應力平衡;②坡體一次開挖完成。支護條件下的計算工況見表5。

表1 滑體與基巖計算參數

表2 滑面計算參數

表3 抗滑樁及框架梁計算參數

表4 預應力錨索參數計算參數

表5 支護條件下的計算工況

2.3 計算結果分析

2.3.1 無支護狀態計算分析

邊坡無支護狀態下數值計算結果如圖3～圖5所示。由圖3可見,順層邊坡開挖后坡腳位置位移最大(32.52 mm),位移沿滑面自坡腳往后緣分布呈指數型平滑遞減。采用1.5 mm為位移閾值,可得其首次滑移長度為192.5 m,與現場實際值(183 m)的誤差為5.20%。

圖3 無支護條件下滑面位移分布

由圖4可見,無支護狀態下順層邊坡開挖后滑面上剪應力增量在坡腳位置為最小值,其隨滑面向坡體后緣先增長后降低;從滑面損傷變量來看,剪應力增量臨近峰值時,損傷變量開始降低,且二者衰減具有同頻特征。根據滑面彈塑性損傷本構模型,其損傷臨界位置距離坡腳184.72 m,即滑面損傷段長度。

圖4 無支護條件下應力增量與損傷變量變化規律

圖5顯示,順層邊坡穩定性系數Fs隨計算步長的增長近似呈線性衰減,這表明順層邊坡在開挖擾動下的破壞是具有漸進破壞特征的。此外,開挖完成后Fs=1.157

圖5 無支護條件下邊坡整體穩定性系數變化規律

2.3.2 支護狀態計算分析

采用圖2(b)所示樁錨組合結構加固該邊坡,數值計算結果如圖6～圖8所示。由圖6可見,支護結構作用下不同開挖步的滑面位移均得到有效控制,W4開挖步施作時有明顯位移增長,但開挖完成后最大位移值僅3.7 mm,較無支護條件下降低88.62%。這表明,在先期邊坡開挖后框架錨索及抗滑樁等支擋措施及時施作后,順層邊坡坡腳得到高于開挖卸荷的被動荷載補償,整體穩定性將得到有效控制。

圖6 支護條件下滑面位移分布

由圖7可見,滑面損傷變量隨開挖步的進行而持續增大,開挖后滑面最大損傷變量為0.064,相較于無支護狀態下滑面損傷程度降低84.75%。損傷段長度為43.93 m,相比無支護狀態下降低76.22%。

圖7 支護條件下損傷變量變化規律

由圖8可見,樁錨組合結構加固后邊坡開挖完成時Fs=1.448>k=1.25,即不滿足《公路路基設計規范》(JTG D30—2015)中的相關規定,較無支護狀態提高25.2%。這說明,樁錨組合結構加固順層邊坡能夠有效控制坡體的整體穩定狀況。

圖8 支護條件下邊坡整體穩定性系數變化規律

3 現場監測驗證

為驗證數值計算中所提樁錨組合結構對順層邊坡的加固效果,對樂西高速馬邊至昭覺段ZK9+352～ZK9+526左側順層巖質邊坡實施施工全生命周期監測,通過坡體深部位移、支擋結構受力特征等信息反饋加固效果,并驗證本文數值計算結果。

3.1 監測方案

針對該工點設計監測方案如圖9(考慮文章篇幅,此處僅給出ZK9+466斷面)所示。其中,測點類型包括邊坡傾角增量、深部位移、錨索應力和抗滑樁樁身彎矩。邊坡傾角增量通過傾角儀測量;邊坡深部位移采用測斜儀人工監測;錨索應力利用錨索計獲取;抗滑樁樁身彎矩基于鋼筋計所測得目標鋼筋的應力值,按照式(1)進行計算:

(1)

式中:M為樁身彎矩;d為同截面上兩個鋼筋計的距離;σ1、σ2為鋼筋計的應力值,拉為正,壓為負;Ec為混凝土的彈性模量,取30 kN/mm2;Es為鋼筋計的彈性模量,取200 kN/mm2;Ic為測量斷面的慣性矩,Ic=bh3/12,b和h為抗滑樁橫坡向和縱坡向的長度,Z1樁與Z3樁b=3.5 m且h=2.5 m,Z2樁b=3.0 m且h=2.0 m。

3.2 監測結果與分析

3.2.1 邊坡深部位移

順層巖質邊坡深部位移的監測可獲取一定邊坡內部一定預埋深度位置所產生的坡向位移數據,是判斷邊坡是否穩定的重要依據。邊坡深部位移監測周期為2021年7月23日至2023年11月25日,此時對應的深部位移監測結果如圖10(以CXD1～CXD2為例)所示。

圖10 邊坡深部位移監測結果

由圖10可知,邊坡深部位移變化幅度集中于5 mm范圍。這表明,樁錨組合結構支護作用下,順層巖質邊坡由開挖產生的變形較小,支護后邊坡整體穩定性較好。其中,邊坡淺表位移(深度為0 m)波動較大。這是因為,邊坡淺表土層以黏土為主,在強降雨等因素影響下黏土易擾動,進而導致較大的位移產生。

需要說明的是,在局部深度位置出現了位移突變情況(如CXD 1深度13 m處),推測原因為孔內壁泥沙淤積導致測斜管內局部的不平滑,進而引起測斜管沿導軌滑動時出現測量誤差,該現象的存在對邊坡整體變形的判斷較無影響。若邊坡失穩,深部位移曲線沿深度應呈線性分布。

3.2.2 抗滑樁樁身彎矩

基于抗滑樁的樁身鋼筋計應力測量,繪制樁身彎矩分布,如圖11(以Z1、Z3樁為例)所示。

圖11 抗滑樁樁身彎矩變化規律

抗滑樁樁身彎矩最大值位于距樁頂11～15 m區段,Z1、Z2、Z3與Z4抗滑樁的最大樁身彎矩依次為6 167.93、4 465.51、6 223.16、1 039.06 kN·m。Z1、Z3抗滑樁相較于Z2、Z4抗滑樁具有更大的樁身彎矩,這是因為Z1、Z3抗滑樁在監測周期內進行邊坡開挖,而Z2、Z4抗滑樁在監測周期內尚未開挖。

對于Z1與Z3抗滑樁而言,2022年7月18日兩樁的樁身彎矩大幅變化,且樁身彎矩分布隨距樁頂距離的增大呈“S”形。這是因為,監測周期內框架錨索張拉施工導致抗滑樁的上部坡體推力減小。Z1抗滑樁的樁身彎矩在2023年2月18日與2023年3月24日降低,相比2022年7月18日依次降低45.90%與23.14%,隨后Z1抗滑樁的樁身彎矩均呈增大趨勢,直至2023年9月25日達到最大值6 167.93 kNm,而在2023年11月25日其樁身彎矩再次降低,相比同年9月25日降低22.92%。Z3抗滑樁的樁身彎矩一直呈增大趨勢,直至2023年9月25日達到最大值6 223.16 kNm,與Z1抗滑樁相同的是,在2023年11月25日其樁身彎矩同樣發生降低,降低幅度相比同年9月25日降低24.91%。

3.2.3 錨索應力

順層巖質邊坡錨索應力變化規律如圖12所示。由圖12(a)可知,預應力錨索安裝后其應力在短時間內(0～53 d)出現不同程度的降低,在ZK9+466斷面內,MS466-1測點在0～53 d內的應力降低幅度為7.76%;MS466-2在6～53 d內的應力降低幅度達到34.67%;MS466-3自6～53 d降低21.55%。在53～264 d時間段內,MS466-1測點的錨索應力增大5.00 kN;然而,MS466-2的錨索應力始終表現為降低。

圖12 兩個斷面錨索應力變化規律

由圖12(b)可知,在ZK9+486斷面的MS466-1測點在0～53 d內的應力降低幅度為19.12%;MS486-2在6～53 d內的應力降低幅度達27.75%;MS486-3在6～53 d內降低20.26%。由此可見,預應力錨索的初始鎖定力越大,則其應力衰減值往往越大。

在53～264 d時間段內,MS486-1測點增大16.30 kN;然而,MS486-2測點的錨索應力始終表現為降低。

這是因為,MS466-1和MS486-1均位于靠近坡面位置,在邊坡開挖過程中坡面多為黏土且相較于下部坡體支護效果減弱,坡面產生較大變形,支護狀態下的有限元計算結果也表明開挖坡腳位置最大位移出現在坡面位置,因此錨索應力增大。而MS466-2和MS486-2測點的錨索應力降低,則是錨索張拉后的應力松弛現象。

4 結論

(1)順層巖質邊坡在開挖擾動下呈漸進性失穩破壞特征,滑面位移在坡腳位置有最大值,沿滑面向后緣呈指數型平滑遞減;應力沿滑面向后緣先增大后降低,而滑面損傷變量從應力峰值點開始同頻衰減。

(2)樁錨組合結構加固下,順層巖質邊坡的滑面位移降低88.62%,滑面損傷變量降低84.75%,滑面損傷段長度降低76.22%,邊坡穩定性系數提高25.20%。

(3)樁錨組合結構對于順層邊坡的加固具有較好的適用性。施工全生命周期監測表明:樁錨組合結構加固下順層邊坡無明顯坡體位移;抗滑樁的樁身受力受框架錨索等邊坡支護結構施作的影響,結構協同受力機制有待進一步深入研究;錨索錨固力在經歷應力松弛后趨于穩定,僅坡面位置因淺表覆蓋層發生輕微波動。