顧徐銳

(上海市政工程設計研究總院(集團)有限公司，上海 200092)

0 引言

改革開放以來，隨著我國國民經濟的飛速發(fā)展和城市化進程的不斷加快，市政基礎設施建設取得了顯著成就，工程建設規(guī)模與數量不斷增長，城市快速路網逐級完善，也為隧道建設帶來了機遇和挑戰(zhàn)。鑒于隧道的工程特性，場地工程地質與水文地質條件較為復雜，常常伴有諸多不良地質現象，加之人類活動等因素的影響，隧道施工過程中易出現各類次生災害，尤以洞口滑坡最為常見。

誘發(fā)滑坡的因素可分為內在因素和外在因素，內因主要源自巖土體自身性質與結構構造等，外因主要源自水的作用、地震、人工活動等。針對滑坡的成因，目前常用的治理措施大致可分為削坡減載和加固支擋兩大類，即通過工程技術措施減少坡體自身下滑力的同時提高其抗滑力，達到改善邊坡不平衡狀態(tài)的目的，輔以截排地表水與疏導地下水措施，防止巖土體浸水軟化，經過多年的工程實踐與應用，取得了很大成就[1-2]。近年來，我國工程建設中高輕預應力錨索樁板墻、高輕錨定板擋土墻、高陡預應力錨索框架等高輕型支擋結構發(fā)展迅速[3-5]，纖維束導滲排水孔、預應力錨梁、層狀網式鋼筋石籠擋墻、預應力抗滑樁[6]、劈裂注漿滲透加固[7]、新型錨管構架[8]、非開挖式抗滑樁(微型樁群)[9]等新型加固技術應運而生。我國幅員遼闊，地質條件復雜多變，滑坡形成往往是多方因素綜合作用的結果，既有成熟的防治工藝應用時存在一定的局限：直接削坡減載對生態(tài)環(huán)境破壞較大且易引起次生滑動，傳統(tǒng)的抗滑擋土墻圬工體量較大，抗滑樁施工周期長，造價較高，預應力錨桿與錨索施工專業(yè)性強，過程精度要求較高。鑒于此，因地制宜地開展新技術與新工藝的研究尤為必要。

以蓬安高屋基隧道洞口滑坡治理工程為依托，綜合考慮隧道施工工期、人工挖孔樁施工的風險管控、大面積反壓平臺實施的可行性、滑體變形對機械施工擾動的響應、錨索施工作業(yè)的精度等多方影響因素放棄了抗滑樁、錨索等既有成熟的治理措施。鑒于雨季臨近，為快速有效加固滑體，防止降雨沖刷浸潤加劇坡體變形，借鑒管棚的構造思路，將鋼管與全黏結錨桿相結合形成復合加固體系，分區(qū)分塊加固洞口滑坡體，取得了良好的治理效果和經濟效益，可為類似的工程提供技術性參考。

1 工程概況

蓬安繞城北路建設工程作為S101的改線工程，是連接蓬安縣城和新城的快速通道，全長約16.2 km，設計速度80 km/h，沿線分布高屋基、熬家溝、黃家灣三座山嶺隧道。高屋基隧道左線長約430.0 m，右線長約485.0 m，屬短隧道，洞軸線總體呈直線型，軸向NW 290°～294°。

1.1 工程地質條件

根據前期勘察資料，隧址區(qū)范圍內無明顯的活動斷裂構造等不良地質現象，隧道穿越地段巖層穩(wěn)定。場地覆蓋層以第四系全新統(tǒng)坡洪積粉質黏土為主，厚度為0.6～2.5 m，下伏上侏羅統(tǒng)蓬萊鎮(zhèn)組強—中等風化粉砂質泥巖，巖層產狀為SW 218°∠4°，基巖傾向與洞身軸向近于垂直。

隧道左線穿越地層：表層粉質黏土厚約1.1～2.5 m，強風化帶厚約4.7 m，中等風化帶未揭穿，洞身穿越2個裂隙發(fā)育區(qū)，最大洞頂埋深約76 m。(見圖1)

圖1 隧道左線穿越地層概況

隧道右線穿越地層：表層粉質黏土厚約0.6～2.0 m，強風化帶厚約3.6 m，中等風化帶未揭穿，洞身穿越3個裂隙發(fā)育區(qū)，最大洞頂埋深約88 m。(見圖2)

圖2 隧道右線穿越地層概況

1.2 滑坡概況

隧道明洞施工過程中出現了山體滑坡，滑坡前緣錯動剪出明顯，后緣已形成圈椅狀錯臺與陡坎，滑坡體平面呈簸箕狀，由2個獨立的滑區(qū)組成(見圖3、圖4)。

圖3 隧道洞口山體滑坡地質平面圖

圖4 隧道洞口山體滑坡現場照片

I號滑區(qū)主軸縱向長約110 m，橫向寬約40 m，主滑方向約NW 332°，滑坡體積約為4.0×104m3，滑坡體厚約2.0～13.4 m，屬小型中層牽引式滑坡?；w以軟塑與可塑狀粉質黏土為主，兩側以沖溝為界，前緣為隧道明洞施工仰坡，坡率為1∶0.5，高約12.2～17.5 m。

II號滑區(qū)主軸縱向長約65 m，橫向寬約50 m，主滑方向約NW 355°，滑坡體積約為1.4×104m3，滑坡體厚約2.5～9.8 m，屬小型淺層牽引式滑坡。滑體以軟塑與可塑狀粉質黏土為主，兩側以沖溝為界，前緣為隧道明洞施工仰坡，坡率為1∶0.5，高約11.3～15.6 m。

1.3 滑坡成因分析

地質地形：山脊兩側為古沖溝，沖溝堆積體多為第四紀洪積層與坡積層，土體的物理力學性質較差，在漫長的地質歷史過程中已達自我平衡，隧道進口處場地地形較為平坦，該不良地質易被忽視，早期未充分揭露該軟弱地層。(見圖5)

人為因素：隧道成洞面與仰坡開挖過程中形成塹坡臨空面，古沖溝原有平衡被打破，坡體穩(wěn)定性逐漸降低，坡腳蠕變加速，前緣剪出形成牽引式滑坡。

自然因素：施工期間雨水較為充沛，雨水沿坡面裂縫下滲后富集于上層土體和基巖節(jié)理、裂隙發(fā)育帶，進一步加劇滑坡的變形。

圖5 滑坡成因分析圖

2 滑坡治理方案

鑒于雨季臨近，為快速有效加固滑體，方案深化過程中比選分析了既有多種成熟加固措施。

2.1 基于現有措施弊端的方案比選

(1)超長全黏結錨桿(一般超過8 m)常見弊端：

①變形與受力特性[10]：全黏結錨桿受力變形特性與土釘相似，通過加筋體加筋作用改變土體受力狀態(tài)，為被動受力構件，當土體與錨固體間及錨頭處產生變形后，錨固體才能發(fā)揮作用。因此，在土體與錨頭產生過大位移(超出容許變形范圍)下才發(fā)揮錨固力的超長段設計便與原本加固理念相悖。

②力學性能：錨固體與周邊巖土體的黏結強度超過錨桿自身的抗拉強度，超長部分的錨固段屬于無效設置。

③經濟合理性：錨桿越長，施工難度越大，每延米造價越高。超長錨桿在松散堆積體或滑體內鉆進成孔過程中易塌孔，管靴與套管連接處、前后兩節(jié)套管間連接處易斷裂(20 m以上的深孔難以處理產生廢孔)，采用套管跟進工藝時單孔鉆進周期長。

(2)預應力錨索常見弊端分析：

①變形與受力特性：為有效傳遞荷載、減少流變、利于張拉鎖定，提前施加預應力控制變形，預應力錨索均需設置自由段。鑒于自由段不具備加筋作用，該區(qū)域土體在浸水后穩(wěn)定性較差，易發(fā)生淺層滑塌；同時傳遞到坡面格梁或抗滑樁上的支點力較大。

②力學性能：施工階段與使用階段，受多方因素影響，預應力損失情況較常見，需根據實時監(jiān)測進行補張拉。

③經濟合理性：與超長錨桿鉆進質量管控相同，錨索越長，施工難度越大，每延米造價越高。

(3)抗滑樁常見弊端分析：

①質量與風險管控：人工挖孔樁無需大型機械、對滑體擾動較小，但施工中的有毒氣體、地下水等突發(fā)性災害，護壁與鎖口的施工質量，現場的組織管理等問題突出；機械成孔對滑體擾動較大，易發(fā)生次生災害。

②經濟合理性：常采用間隔成樁，混凝土澆筑與養(yǎng)護時間較長，對緊急搶險等有工期限制的工程有一定的局限性。

2.2 鋼管與全黏結錨桿復合加固體系

本工程兩個滑區(qū)相對獨立，滑帶深度相對較淺，借鑒隧道管棚的構造思路，將鋼管與全黏結錨桿相組合加固滑體：①施工時充分利用大直徑鋼管的護壁能力，有效控制滑體內鉆進成孔過程中的塌孔問題，節(jié)省套管，降低超長錨桿施工難度；②使用階段鋼管作為受力構件，解決單一鋼筋抗拉強度不足，無法與錨固體抗拔強度相協調的問題；③輔以管內劈裂滲透注漿，加強組合體的整體剛度，改善滑體與滑帶土體性質，進一步增大滑帶區(qū)域的抗剪強度。

鋼管采用外徑127 mm(壁厚6 mm)和外徑76 mm(壁厚6.5 mm)兩種規(guī)格熱軋無縫鋼管，標準節(jié)段長6 m，分段拼裝達到設計長度；沿鋼管周邊打設注漿孔，孔徑10～16 mm，孔間距15～20 cm，呈梅花形布置，端部保留1.5 m止?jié){段；管內加筋錨桿采用1～2根直徑32 mm(HRB400)鋼筋，鋼筋之間點焊成束，鋼筋周邊每2 m設置一圈直徑8 mm(HPB300)定位鋼筋；管內采用劈裂滲透注漿，為確保漿液擴散效果，水泥選用超細水泥(比表面積800 m2/kg)，注漿時根據孔深動態(tài)調節(jié)注漿壓力(0.2～1.2 MPa)，組合體斷面見圖6。

圖6 組合體設計斷面(以127鋼管為例)

針對滑體不同區(qū)域分塊加固處理：成洞面采用127鋼管(長14～20 m，間距1.5 m，內置1～2根φ32鋼筋骨架)；仰坡采用76鋼花管(長24～25 m，間距1.5 m，內置1根φ32鋼筋骨架)；后緣滑坡體按1∶3修坡，每級坡高3 m，平臺寬3 m，采用76鋼花管(長14～22 m，間距2.0 m)，平臺豎向打設76鋼花管(長5 m，間距2.0 m)；兩側邊坡采用76鋼花管(長9～17 m，間距1.5 m，內置1根φ32鋼筋骨架)?；w分區(qū)打設8～30 mPVC排水管(直徑100 mm)，坡面采用框架梁+網墊植草防護。(見圖7、圖8)

圖7 滑體加固斷面布置圖

圖8滑體加固平面布置圖

3 數值模擬計算

本文采用基于強度折減的有限元法進行邊坡穩(wěn)定數值模擬。在穩(wěn)定計算的過程中，不斷折減巖土體的抗剪強度指標，將邊坡到達極限狀態(tài)時土體強度的折減系數定義為安全系數[11-12]。計算公式為：

∑Msf=c/cm

(1)

∑Msf=tanφ/tanφm

(2)

式中：c、φ為土體實際抗剪強度參數；cm、φm為極限狀態(tài)下土體的抗剪強度參數；∑Msf為邊坡安全系數。

3.1 計算模型

選取I號滑區(qū)最不利斷面，結合工程地質條件以及計算目的，簡化數值計算模型。模型地層由上至下主要為：①第四系全新統(tǒng)坡洪積層(Q4dl+pl)，分布于整個滑坡滑體，主要為粉質黏土，分為可塑狀和軟塑狀兩個亞層；②上侏羅統(tǒng)蓬萊鎮(zhèn)組(J3pl)，分布于整個滑坡滑床，主要為粉砂質泥巖，分為強風化帶和中等風化帶。計算模型取長約235 m，高約76 m，以消除邊界條件的影響；采用15節(jié)點平面應變單元進行離散。(見圖9)

3.2 材料參數

滑床、滑體巖土層均視為彈塑性材料，服從莫爾-庫倫屈服準則；框架梁視為線彈性材料，以板單元模擬，抗彎剛度EI等效轉化為平面應變問題；注漿體、鋼管、全黏結錨桿視為彈性材料，用嵌入式排梁來考慮。相關材料參數相見表1。

圖9數值計算模型(單位：m)

表1 數值模型參數

3.3 滑坡加固效果分析

分析加固前滑坡的位移場可知，該堆積體滑坡存在多級滑帶，深層滑帶位于坡洪積層與下伏強風化基巖分界面，淺層滑帶位于沖溝堆積體內。坡腳分布放射狀鼓脹裂縫，剪出明顯，成洞面位移最大約1430 mm；各級平臺與坡面可見橫向拉裂縫，縫寬約80～130 mm；坡頂陡坎高差約270～330 mm。(見圖10)

圖10 加固前洞口變形(單位：cm)

分析加固后邊坡的位移場與應力場可知，加筋體的作用改變了原滑帶的分布狀態(tài)，滑帶整體下移明顯，上緣拉裂區(qū)后移，各級滑帶大致與土巖界面平行，滑體由多級牽引式滑動剪出變?yōu)檠赝?、巖分界面整體滑動剪出。加固后邊坡淺層滑動(對應滑帶1)安全系數約1.53，提高約178%，邊坡滑動(對應滑帶4)安全系數約1.31，提高約47%，坡腳位移約1.83 mm，平臺位移最大約3.44 mm，坡頂位移約1.28 mm。(見圖11—圖15)

圖11 加固后洞口變形(單位：mm)

圖12 加固后邊坡增量剪應變

圖13 加固后邊坡增量位移(單位：mm)

圖14 加固前后邊坡安全系數

圖15 現場施工照片

4 結論

(1)充分利用大直徑鋼管的護壁能力，有效控制滑體內鉆進成孔過程中的塌孔問題，降低超長錨桿的施工難度。節(jié)省套管，降低工程造價。

(2)鋼管作為受力構件共同參與工作，解決單一錨桿筋體抗拉強度不足，無法與錨固體抗拔強度相協調的問題。通過管內劈裂滲透注漿，加強組合體的整體剛度，改善滑體與滑帶土體性質，進一步增大滑帶區(qū)域的抗剪強度，有效約束滑坡變形。

(3)基于有限元強度折減法分析，加筋體的作用改善了原滑體的多級牽引式滑動的不利狀態(tài)，滑帶整體下移明顯，上緣拉裂區(qū)后移，各級滑帶大致與土巖界面平行，加固后滑坡由多級牽引式滑動剪出變?yōu)檠赝?、巖分界面整體滑動剪出。

經計算，加固后邊坡淺層滑動(對應滑帶1)安全系數約1.53，提高約178%，邊坡滑動(對應滑帶4)安全系數約1.31，提高約47%，坡腳位移約1.83 mm，平臺位移最大約3.44 mm，坡頂位移約1.28 mm，加固效果明顯。