湖北某高速公路管桩加固软土路基失效机理分析

邱红胜,桂俊杰,詹 斌,沈 立

(1.武汉理工大学 交通物流学院,湖北 武汉 430070; 2. 湖北省路桥集团有限公司,湖北 武汉 430056)

滑坡是高速公路路基常见的病害,其原因多与高填土、强降雨有关。笔者在分析湖北某高速公路软土路基滑坡事故中发现:在施工阶段仅填筑6 m、未出现降雨的情况下就发生了路基滑坡,而且事后处理措施是否合理还有待于商榷。因此,笔者对该滑坡及处置后的状况采用强度折减法进行有限元稳定性分析,并提出了合理的解决方案。

1 边坡稳定计算理论

在公路路堤边坡稳定计算方法中,应用较多的有Janbu法和简化Bishop法,其中简化Bishop法计算精度较高且计算较为方便,因此文献[1]建议宜采用简化Bishop法。林坑等[2]用公式所推导的在最危险滑动面上强度折减法与简化Bishop法的结果一致。在实际模拟中,张鲁渝等[3]基于106个算例分析发现:两种分析计算得到的结果非常接近,强度折减法系数比简化Bishop法平均高出5.7%,且离散程度小,因此可按照规范中简化Bishop法进行取值。

强度折减法(SRM)不需预先假定滑动面,可自动找出全断面潜在安全系数最低对应的滑动面[4-5]。与传统方式相比,SRM还可发现滑坡加固后新的安全系数更大的滑动面及相应风险。其基本原理是:将强度参数黏聚力c和内摩擦角的正切值tanφ同时除以不断增大的折减系数Fs,得到新的ce和φe,并以此进行有限元稳定性分析,直至边坡发生临界失稳。此时Fs即为边坡稳定系数,如式(1):

ce=c/Fs;φe=arctan(tanφ/Fs)

(1)

这两种方法在最危险滑动面强度一致的证明如式(2):

(2)

强度折减法有3种失稳判断准则:① 数值结果不收敛;② 坡面位移发生突变;③ 塑性区贯通。其中:边界范围、网格密度、收敛准则和迭代方式都会对计算结果产生影响[6-8]。郑颖人等[9]发现:通过有限元强度折减使边坡达到破坏状态时,滑动面上的位移将产生突变,会产生很大且无限制的塑性流动,有限元程序无法找到同时满足应力-应变关系、强度准则和静力平衡的解;此时无论是采用内力收敛准则或位移收敛准则都无法实现收敛;因此建议采用位移和内力的双收敛准则以促进收敛或降低数值波动。通过强度折减法得到的土体参数仅只有滑移区和安全系数有意义。折减后得到的位移会被不规则的放大,结果是实际的几倍甚至十几倍。若比较位移及侧压力,则需在施工阶段同时进行应力分析和SRM分析,且后者较为精确。

此外,关于路基抗滑支挡及监测方面的研究,严秋荣等[10]发现滑体位移主要集中在坡面且变化幅度大;唐胜传等[11]通过最大水平应变与安全系数的比较,发现最佳监测区域位于边坡中上部;文献[12-14]则表明:抗滑桩能有效限制水平位移,且桩径、桩长、桩距及布置位移等都会差异地影响加固效果;曾红艳等[15]发现抗滑桩所加固的剪切层是边坡稳定的关键,随着桩体长度增加,滑移面会逐渐上移且滑动土体厚度减小。

2 工程实例与模型设置

2.1 工程情况

该工程路基段为K16+900—K18+514,属于冲湖积平原区,其地势平坦开阔,鱼塘、农田众多,地表水系发达。滑坡裂隙段主要位于K18+280—K18+514,该段填方路基高度设计为8～12 m,开裂前施工高度5～6 m,填筑平均宽度45 m。该段路基横穿水塘,水深2 m,塘底淤泥厚约9 m。设计方案采用水泥搅拌桩和预应力管桩。其中:K18+264—460设计桩长11.5 m,桩间距1.4 m,直径0.5 m,采用42.5普通硅酸盐水泥;成桩后,桩顶铺设50 cm厚碎石垫层,垫层顶铺设三向土工格栅。

某日下午6时,施工人员在例行巡查中发现:K18+272—K18+500段路基中线与池塘之间出现少量纵向裂缝,裂缝宽度集中在0.5～3.0 cm,最宽处达到4 cm。次日上午7时,施工人员发现裂缝有扩散趋势,并且出现了滑塌区,且该区域形变迅速。从07:00—16:00,裂纹宽度由2 cm发展到15 cm。滑坡区域长度约56 m,距离线路中线平均距离15 m,距离坡脚平均距离12 m。从发现裂缝到出现局部倾滑总计72 h,滑移区最宽处达50 cm,土层开裂深度0.8～1.2 m。其中主要裂纹有10条,9条位于池塘侧,2条发展成滑移区。右幅路基滑坡主要路线如图1。现场工程师通过补充探测点发现:23.5 m以下为中风化泥质砂岩,认为上侧承载力不足,桩基未深入持力层,故提出相应裂缝治理方案为:K18+286.5—K18+460段采用预应力管桩处理,桩长24 m,间距1.7 m;K18+460—K18+514段为桥头处理段,桩长14 m,桩中心间距2.2 m;预应力管桩采用正方形及三角形布置;本次补强在原设计桩间补充压入预应力管桩,桩长24 m,总数量2 198根,桩帽横向连接。

图1 右半幅路基滑坡主要路线示意Fig. 1 Main route of right half subgrade landslide

2.2 断面及参数选取

路基模型如图2,部分材料参数如表1。

表1 部分材料参数Table 1 Partial material parameters

图2 路基模型Fig. 2 Subgrade model

最左侧为水深0.5 m的稻田,往右为15 m宽的田间小路,中间45 m是由池塘填筑而来的宽路基及两侧施工便道,最右侧为2 m深池塘,最下层及田间小路周边为粉质黏土,路基填筑材料为碎石及未固结素填土,其余为淤泥。此外,基底布置有水泥搅拌桩,土类均采用摩尔-库伦本构,后续模型因布设24 m长桩加设软岩及延长深度10 m。

3 计算结果

3.1 车辆荷载对滑坡的影响

图3为无两侧荷载时的滑移云图。由图3可知:靠近池塘一侧有明显的滑移区,这与K18+286.5—K18+342.5段路基右侧施工便道出现明显滑移情况相符;左侧无明显滑移区。

图3 无荷载右半幅路基滑移云图Fig. 3 Right half subgrade slip nephogram without load

车辆荷载会对滑坡造成影响。渣土车在两侧行驶,小货车在临水侧行驶;因此车辆在软土路基施工便道中行驶时会有相对固定的车辙,且行车缓慢,无法使用软件同时进行动力分析和SRM分析;故笔者将荷载简化成静压力,平均设置在车辙上。渣土车型号、重量不等,按0～10 T、0～4 T分段设置于1.4 m宽的车辙上。

笔者根据文献[16],将边坡等级设置为3级,对应的安全系数分别为1.25、1.30、1.35。若边坡安全系数Fs按一级标准取值(Fs=1.35),则路基模型均未达到稳定区间;路基右侧产生滑移,上表面两侧产生裂缝;路基两侧土层厚度不均,并且右侧土层整体强度低;所产生的偏应力是导致滑移的主要原因。又由于该荷载是对渣土车的近似模拟,实际证明简化为静压力的车辆并不是导致滑移的诱因,故后续模型不再加设荷载。安全系数与荷载的关系如图4。

图4 安全系数与荷载的关系Fig. 4 Relationship between safety coefficient and load

3.2 管桩布置对滑坡的影响

笔者在已有的水泥搅拌桩桩间布置了基底预应力管桩。基底管桩路基的滑移如图5。由图5可知:此次的安全系数为1.351 2,刚好超过稳定状态界限。图5与图3相比,仅施工便道处略有消退,但基本形状没有发生改变。结合之前的模拟结果发现:出现滑坡并不是桩基承载能力不足,而是路基两侧抗滑移能力不足;管桩对抗滑移能力有一定的贡献但布设位置有缺陷,并未主要位于滑移区。

图5 布置基底管桩路基滑移云图Fig. 5 Slip nephogram under the layout of base pipe pile subgrade

现场基底管桩施工后,裂缝得到了一定控制,但部分地区土层顶面出现了新的裂纹。目前整体位移较明显,相对位移较小。图6(a)为K18+300点坡脚横向位移。图6(a)中:K18+300点在经过卸落滑移土方、重新碾平路基、布设观测整点、打设基底管桩的施工过程后,深层位移得到了有效地控制,但表层位移反而略微扩大且仍在缓慢发展。图6(b)为K18+200点坡脚横向位移示意。图6(b)中:K18+200点为未重新布设点,表明了滑坡随时间推移的自然扩展状态及间接反映管桩处理有一定成效。K18+300点和K18+200点的位移都随着坡脚路基深度逐渐减少,但前者在6～12 m处有一定波动。

图6 坡脚横向位移Fig. 6 Lateral displacement of slope toe

笔者在对施工阶段模拟的同时进行了应力和SRM分析。施工阶段设置为:① 初始应力分析;② 填筑池塘;③ 布桩;④ 填土+土工格栅;⑤ 填土+SRM。在相同的参数下,与仅做了SRM分析的未加深模型相比,初始状态的安全系数略有增加。坡脚横向位移模拟如图7。由图7(a)表明:在未加设路基底部管桩情况下,在施工便道布置边部管桩,对坡角处位移尤其是上部位移有着显著的约束作用(仅加设一排管桩就可减少表层位移约200 mm);随着边部管桩排数增加,位移变化不明显,但仍对安全系数有贡献。由图7(b)表明:基底管桩对安全系数影响有限,但对整体横向位移尤其是底部位移有着显著的约束作用,表层位移随管桩增加也会逐渐减小。

图7 坡脚横向位移模拟Fig. 7 Simulation of lateral displacement of slope toe

滑坡段最大开裂值为0.50 m(即实际最大位移至少为0.50 m),该断面的初始状态模拟值为0.38 m,偏小。选取的整数详测点最大横向位移约为0.20 m,小于模拟状态,这可能是由于模型横断面沿纵向在坡脚底部6～12 m处存在不等的淤泥与粉质黏土,而模型横断面是由3个踏勘点线性拟合而成,存在一定误差。综合模拟结果和实际结果,在滑移区加设底部管桩和边部两排管桩较为保险适宜;此时的安全系数为1.80,最大横向位移为0.12 m。周边带动滑移区域仅加设边部两排管桩即可,此时的安全系数为1.78,故应在现场整体补加两排边部管桩。边坡稳定云图如图8。由图8可知:此时滑移区已转移至碎石层上部两侧。

图8 边坡稳定云图Fig. 8 Slope stability nephogram

3.3 水位变化对滑坡的影响

侧压力和安全系数变化如图9。图9(a)中:在未布置基底管桩情况下,考虑到水位及边部管桩布置桩数对滑坡的影响,笔者以模型最低点为水位线,水位线以下取饱和容重,空白区域等效为水压力,水位30 m即对应池塘2 m处的初始水深。图9(b)中:池塘水压力对边坡侧压力有明显的抵消作用;池塘水位降低会导致边坡稳定性的下降;在不设边桩情况下,水位降低会使得其安全系数均小于1.35;布设两排管桩可有效地缓解水位降低带来的影响,再布设管桩无较大改善;实际上,将右侧池塘用淤泥填平就能有效地抵御侧压力,其安全系数也在1.75左右。

图9 侧压力和安全系数变化Fig. 9 Variation of lateral pressure and safety factor

3.4 最终方案的评估

经过现场长时间的观测,发现基底布设管桩的方案最终仍出现了部分滑坡。通过讨论,采用了在右侧便道补设两排管桩的方案,此外并对管桩进行了强化。① 考虑到管桩主要承受竖向荷载,所承受的水平荷载能力有限且部分管桩在滑坡过程中被剪断,为进一步提升安全储备,确定在管桩中间布置工字钢并用混凝土填充空隙以增大抗侧滑移刚度;② 表层位移一直在发展,未能得到有效控制,采取将边部两排管桩也横向连接,采用连梁按正方形布置的措施。图10为归零后的位移发展示意。由图10可知:水平位移最大值为35 mm,已得到了强力限制,目前仍在进一步观测中。

图10 K18+300坡脚横向位移发展示意Fig. 10 Schematic diagram for the development of lateral displacement at the foot of K18+300 slope

4 结 论

1)该处滑坡具有一定的隐蔽性,安全系数临近稳定状态。原设计并非因主观采取经济性方案而导致的事故,它充分考虑了路基整体位于水塘上方并按规范布桩,出事后又在基底密布带有横向连接的桩帽管桩。加固区没有完全位于滑移区,土层两侧深度不均匀,且临空面一侧过大的偏应力才是导致其滑移的主要原因。

2)滑坡模拟出的滑移面主要位于右侧施工便道右下方,能较好地解释现场路基右半幅池塘段发生的滑坡(即右下部土体滑移带动了上层填土开裂滑塌,并影响了左幅路基及周边地段裂纹生成)。

3)简化成静压力的车辆荷载在模型中没有显著的影响;水位变化则相反,池塘水压力能有效地抵消一部分侧压力,从而增加了安全系数。

4)基底管桩能有效地降低下部位移,边部管桩会明显的提升安全系数。