謝先浩

(貴州省建筑設計研究院有限責任公司，貴州 貴陽 550081)

近年來由于人類工程建設形成了大量人工邊坡或建筑基坑，催生了大量的滑坡治理與邊坡支擋結構物。其中基于傳統(tǒng)抗滑樁發(fā)展而來的預應力錨索抗滑樁支護體系已廣泛應用于邊坡支護工程，它改變了單純抗滑樁受力狀態(tài)，使得抗滑樁由被動受力改為主動受力，大大減小了其截面和埋置深度[1]，對減小邊坡體或基坑側向位移有良好的效果[2]。由于基坑邊坡施工的特殊性，預應力錨索抗滑樁在施工過程中的安全問題日益突出，并對后續(xù)主體結構或建筑場地整體穩(wěn)定形成較大威脅[3]。本文討論的邊坡支護結構就是典型的錨索抗滑樁基坑邊坡，該邊坡在建筑基坑開挖過程中出現(xiàn)樁頂位移超限，樁身開裂等一系列病害，從支護結構病害表觀參數(shù)出發(fā)，深入分析結構真實運行狀態(tài)并以此反演出真實的巖土體參數(shù)，最后基于此給出最合理的加固方案，對類似的支擋結構物加固工程研究提供了一個新的思路和方向。

1 工程概況

本項目為貴州省織金縣某安置小區(qū)南側永久性支護邊坡，邊坡長120m，最大高度約為30～35m，為砂質泥巖、炭質泥巖夾煤層、煤線順向巖土混合邊坡，支護方案為上部15m高度采用錨索+格構支護體系，下部15～20m高度采用抗滑樁+錨索支護。坡腳為擬建32層商住樓，并設有1層地下室。邊坡支護結構施工完成后下方建筑基坑開挖過程中安置小區(qū)建筑及支護結構出現(xiàn)一系列病害，主要表現(xiàn)為安置小區(qū)建筑底層墻體、樓地面不同程度開裂，抗滑樁出現(xiàn)較大的樁頂位移，抗滑樁樁身大面積的開裂等。邊坡支護結構完工時現(xiàn)場情況見圖1所示。

根據(jù)現(xiàn)場調查情況，本項目安置小區(qū)南側邊坡共布置有36根樁徑2.4m的圓形抗滑樁，樁間距4m，并在樁身布置三排預應力錨索，錨索間距2.5m。坡腳建筑基坑開挖后抗滑樁出現(xiàn)超限變形及樁身開裂，最大樁頂位移及最大樁身裂縫均位于第28#抗滑樁，最大樁頂位移達到34.2cm，最大樁身裂縫寬度2.9cm(位于基坑底面以上2m處)。

2 支護結構病害成因分析

本項目經(jīng)過多次現(xiàn)場踏勘，并查詢相關勘察設計資料后，認為病害產(chǎn)生的原因主要有以下兩個方面：1)地質條件惡劣：該段邊坡所在場地巖體以泥巖為主，遇水極易軟化，并且邊坡體中含有煤層，經(jīng)水浸泡后邊坡巖體巖土參數(shù)指標下降嚴重，導致支護結構受到的側壓力逐漸大于結構抗力，引起病害；2)原設計結構抗力不足：該段邊坡“抗滑樁+錨索支護體系”結構設計時采用原地勘資料提供的45°巖層面作為潛在滑動面進行結構驗算，而重新勘察后認為巖層面傾角為34°，并且?guī)r土參數(shù)指標也較原地勘資料提供參數(shù)小，這就直接導致了原設計結構抗力嚴重不足，或原設計支護體系選用不當。

3 樁錨支護結構現(xiàn)狀受力狀態(tài)分析

根據(jù)實測資料，本項目邊坡13#～32#樁均出現(xiàn)不同程度的樁身開裂及較大的樁頂位移，具體樁身裂縫分布及樁頂位移情況見圖1所示。

圖1 實測13#～32#抗滑樁樁頂位移及樁身裂縫

3.1 樁頂位移分析

現(xiàn)狀錨索抗滑樁配置三排錨索，第一排錨索距離樁頂1.0m，每根錨索為6束15.2低松弛鋼絞線，設計張拉力f1=1100kN，極限張拉力f2=1551kN，在極限張拉力時鋼絞線伸長量為11.2cm。

根據(jù)實測樁頂位移分布情況可知，15#～32#抗滑樁樁頂位移均超過錨索極限伸長量11.2cm，其中28#樁樁頂位移最大，為34.2cm，由此可知，從第15#樁開始，錨索均已產(chǎn)生滑移，否則不可能有如此大的樁頂位移。

3.2 對樁身裂縫進行分析

為查清現(xiàn)狀抗滑樁工作模式，先假定抗滑樁外側(臨空面)裂縫為彎拉裂縫，根據(jù)現(xiàn)場裂縫寬度反算其對應的彎矩。裂縫寬度計算公式采用《水運工程混凝土結構設計規(guī)范》中關于圓形截面受彎構件最大裂縫寬度計算公式。

根據(jù)現(xiàn)狀樁配筋情況可得，樁身產(chǎn)生彎拉裂縫縫寬及對應的彎矩如表1所示。

表1 樁身產(chǎn)生彎拉裂縫及對應的彎矩

從樁身裂縫分布情況看，有可能為彎拉裂縫，但裂縫位于樁身外側臨空面，則應為錨索拉力作用下產(chǎn)生的負彎矩。根據(jù)彎拉裂縫寬度與對應的彎矩表，產(chǎn)生0.5mm彎拉裂縫需要的彎矩達到14215kN·m，而對錨索抗滑樁體系進行分析，樁身外側出現(xiàn)2000kN·m以上的負彎矩時錨索已經(jīng)拉斷，這說明，樁身外側臨空面產(chǎn)生的裂縫不可能是彎拉裂縫。

根據(jù)樁頂位移分析及樁身裂縫分析可得出結論，本項目受損抗滑樁預應力錨索已出現(xiàn)滑移失效，抗滑樁現(xiàn)狀應為懸臂樁受力模式。

4 樁錨支護結構設計參數(shù)反演

4.1 依據(jù)樁頂位移的樁身側壓力反演

查清了現(xiàn)狀抗滑樁工作模式為懸臂樁模式后，為了準確進行抗滑樁加固設計需了解樁后巖土體真實的側壓力及其真實巖體參數(shù)，為此決定以實測樁頂位移為依據(jù)，反算達到該位移所需的樁側壓力并給出對應的樁身內(nèi)力。

本項目13#～32#抗滑樁實測樁頂水平位移數(shù)值為8.3～34.2cm，規(guī)律為從13#至28#樁持續(xù)增加，從28#樁至32#樁逐漸變小，最大樁頂變形位于28#樁，變形連續(xù)無突變。基于此，可根據(jù)實測樁頂位移數(shù)據(jù)分布進行分區(qū)，每區(qū)取一個特征變形作為該區(qū)樁后側壓力反算依據(jù)。

具體分區(qū)為：13#～19#樁為第一區(qū)，按樁頂位移Δ=15cm控制；20#～21#樁為第二區(qū)，按樁頂位移Δ=22cm控制；22#～23#樁為第三區(qū)，按樁頂位移Δ=26cm控制；24#～32#樁為第四區(qū)，按樁頂位移Δ=34cm控制。

按懸臂樁受力模式，抗滑樁受荷段側壓力采用矩形分布，錨固段邊界條件采用節(jié)點彈性連接，彈簧剛度采根據(jù)m法計算，樁底邊界為鉸接。上述13#～32#抗滑樁樁根據(jù)現(xiàn)狀樁頂位移分區(qū)后反算結果匯總見下表2所示。

表2 根據(jù)樁頂位移反算成果表

4.2 樁身側壓力反演結論驗證

對上述由樁頂位移反算得到的側壓力及對應樁身內(nèi)力結果分析，按樁頂位移Δ=15cm反算的樁身彎矩已經(jīng)達46170 kN.m，對于一般的鋼筋混凝土結構而言，要抵抗如此巨大的彎矩，結構尺寸及配筋率需求將會極大。為了解抗滑樁真實的受力情況，決定對已實施的抗滑樁極限抗力進行分析。

根據(jù)現(xiàn)場踏勘，并查閱相應的施工圖，原設計并已施工的抗滑樁均為直徑2.4m的圓樁，樁間距為4m，配筋情況為：樁頂11m至樁頂23m樁身受拉側配置48根直徑32的螺紋鋼，其余為直徑28的螺紋鋼，共32根；樁身抗剪箍筋為直徑22的圓形箍筋，間距15cm布置(剪力較大處)。根據(jù)上述抗滑樁尺寸及配筋，考慮混凝土與鋼筋的極限強度后反算樁的極限抗力，其中材料極限強度取值為。

C30混凝土：ft,=2.01N/mm2，fc,=20.1N/mm2

HRB400鋼筋：fy,=540N/mm2

根據(jù)上述混凝土及鋼筋極限強度，可得到已實施抗滑樁極限抗力為。

彎矩：M,=45000kN·m

按照已實施抗滑樁極限抗力，假定現(xiàn)狀抗滑樁處于破壞的臨界狀態(tài)，樁身內(nèi)力已經(jīng)達到其抗力的極限值，計算此時的樁側壓力及樁頂位移。計算模型仍采用前述懸臂樁模型，結果如下：側壓力：1470kN；彎矩：45166kN·m；剪力：5877 kN；樁頂位移：14.9cm。

根據(jù)計算結果，已實施抗滑樁彎矩最先達到抗力極限，達到極限抗力時樁頂位移為14.9cm。而實測樁頂位移在第28#樁已經(jīng)達到34.2cm，并且大部分抗滑樁實測樁頂位移大于14.9cm，但抗滑樁現(xiàn)場并未破壞，這說明實測的樁頂位移應該不全是由樁側壓力引起的受荷位移，還應包含了一部分樁體的剛體位移。

綜上所述，根據(jù)樁頂實測位移及樁身材料極限強度對應的樁頂位移數(shù)據(jù)，并考慮到抗滑樁仍未最終破壞的事實，可認為，此時部分抗滑樁已接近或正處于最終破壞的臨界狀態(tài)，對于第四區(qū)(樁頂位移最大區(qū))抗滑樁反算其側壓力時可認為抗滑樁已處于臨界破壞狀態(tài)，按樁頂位移Δ=14.9cm反算其側壓力，而對于其他區(qū)可按第四區(qū)反算樁頂位移占實測位移的比值，推算其實際樁頂?shù)氖芎晌灰啤?/p>

處于臨界破壞狀態(tài)的第四區(qū)樁頂受荷位移占實測位移比重為。

則各個區(qū)抗滑樁由側壓力引起的樁頂位移(受荷位移)見表3。

表3 由側壓力引起的樁頂位移

4.3 支護結構設計參數(shù)反演

根據(jù)上述各個區(qū)由側壓力引起的樁頂位移(受荷位移)對抗滑樁實際受力狀態(tài)進行反算，計算模型仍如前述，反算得到結果如表4所示。

表4 根據(jù)樁頂受荷位移反算側壓力結果

按照上述側壓力，取現(xiàn)狀抗滑樁支檔結構對應的滑體，側壓力按樁后巖土體下滑力控制，按緩傾結構面計算最大剩余下滑力并以此反算此時的巖土參數(shù)，計算得到結果見表5。

表5 根據(jù)下滑力反算巖土參數(shù)結果

5 加固方案

由于1#～19#抗滑樁狀態(tài)較好，僅做結構補強即可，本文僅對病害較嚴重的20#～32#抗滑樁加固方案作論述。根據(jù)前述反演結論，將20#～32#排樁偏安全的統(tǒng)一取第四區(qū)參數(shù)進行加固設計。由于該段抗滑樁大部分樁頂位移及最大樁身裂縫寬度均以超過限值，已到達臨界狀態(tài)，必須對抗滑樁自身進行加固處理后再依據(jù)支擋結構現(xiàn)狀反算得到的驗算下滑力E=1636.9kN/m，對錨索排樁體系進行加固設計，具體加固方案如下[4]。

5.1 抗滑樁樁身加固

為保證該段抗滑樁仍然能參與抗滑樁+錨索支護體系的整體受力，對該段受損的抗滑樁采用增大截面法加固，選用植筋方式對樁身開裂部位進行加固，并在樁身外側包裹80cm厚混凝土以增大受損抗滑樁截面，增大截面范圍為基坑底面至基坑底面以上8.4m高樁身范圍，加固長度為20#樁至32#樁范圍。

5.2 錨索排樁擋墻加固

根據(jù)前述支護結構現(xiàn)狀分析結論，20#～32#抗滑樁樁后實際巖土參數(shù)指標已非常低，且該段邊坡坡后巖體破碎軟化現(xiàn)場嚴重、坡后巖體主要為泥巖，遇水后極易軟化，抗剪指標將進一步下降，已不適宜采用單純預應力錨索進行加固，故考慮采用剛性樁加固，即在原排樁外側新增一排抗滑樁，并將原樁與新增加樁之間采用剛性連系梁連接在一起，形成雙排樁閉合門式剛構支護體系。新增抗滑樁寬度為1.2m，高度與原抗滑樁等高，新增抗滑樁嵌巖深度受已實施建筑樁基礎限值，深度不超過建筑樁基礎[5]。

5.3 加固后結構驗算

根據(jù)前述分析，20#～32#樁驗算用下滑力，驗算斷面原排樁受荷段長15m，嵌固段15m，樁斷面為直徑2.4m的圓形，新增外側抗滑樁受荷段長15m，前后排抗滑樁間設置三排聯(lián)系梁，新增外側抗滑樁為1.2*1.5m矩形截面，連系梁截面為1.5*1.5m矩形截面，前后排樁均采用C30鋼筋混凝土，彈性模量Eh=30e6 kPa，樁的中心距l(xiāng)=4m，采用midas有限元軟件進行結構計算。

抗滑樁受荷段下滑力采用矩形分布，經(jīng)過計算，本次20#～32#錨索樁段邊坡支護體系加固后結構驗算內(nèi)力匯總至如表6中。

經(jīng)過驗算，錨索設計張拉力及錨固長度均滿足要求，原抗滑樁配筋強度也滿足要求，加固后邊坡支護結構滿足規(guī)范要求。

表6 20#～32#錨索樁段邊坡結構驗算內(nèi)力表

6 結語

對邊坡或基坑支護結構而言，真實受力狀態(tài)與結構后巖土體真實地質參數(shù)常常是其病害分析及加固設計的難點，也控制著支護結構損傷狀態(tài)分析和加固設計的成敗。本文以某一典型樁錨支護結構為例，深入剖析了其病害成因，從結構直觀的變形與裂縫寬度入手一步一步揭示了支護結構真實受力狀態(tài)，并對全段支護結構進行分類，針對不同損傷狀態(tài)及受力特性的支護結構給出不同的加固方案，使得整個邊坡支護結構加固工程更加合理。