高土質邊坡蠕變狀態下加固設計方法研究及應用

邵鵬哲，李金龍，袁超燚，羅 浩，鄭付剛

(1.雅礱江流域水電開發有限公司，四川 成都 610051；2.中國電建集團成都勘測設計研究院有限公司，四川 成都 610072)

1 工程概況

錦屏水電站某營地于2018年2月開始施工，在場地平整(后邊坡切角)開挖過程中，邊坡出現變形。最早于2018年3月10日發現變形裂縫，裂縫分布范圍為開挖后坡開口線至以上約120 m距離范圍(水平距離)、高度50 m左右。在坡腳開口線、坡腳上部公路及路邊擋墻、1 673 m高程中部坡面及1 695 m高程上部坡面(民房區)均出現了由于邊坡蠕變產生的張拉裂縫，裂縫共10余條，延伸長度5～10 m，寬度1～10 mm(見圖1)。

圖1 邊坡坡腳開挖后裂縫分布

考慮到邊坡蠕變具有一定的時效性，為避免進一步開挖擾動邊坡，確保邊坡上部受影響居民的人身安全，消除營地施工期及后期入住后的安全風險，需及時對邊坡進行加固處理。

綜合工程地質調查、測繪和鉆探資料揭示，邊坡場地主要由滑坡堆積、崩坡積、沖積的塊碎石、卵礫石土構成，其主要有7種地層，分別是碎礫石土、塊碎石砂土、粉砂質黏土、碎石土、卵礫石夾砂、礫石砂土、變質砂巖，覆蓋層深度約30.2～44.0 m。

2 治理前邊坡穩定計算分析

2.1 邊坡失穩模式與計算斷面

2.1.1 變形體邊界條件綜合分析

裂縫形成原因系由于場平開挖進一步切削坡腳，坡腳處形成了高約10余米的陡坡，致使坡體下部失去支撐，發生向臨空變形，從而引發后部原處于穩定狀態的斜坡產生變形，變形模式為牽引式逐級破壞，在高出場地平臺約10 m、30 m、50 m處形成了地表裂縫。從現場查看結果分析，裂縫為淺表層裂縫。

2.1.2 滑移模式

根據變形體基本地形、地質條件、目前的變形跡象分析坡體結構，確定變形體主要存在的失穩模式有以下幾種。

滑移模式①：變形土體以高程1 695 m左右的后緣順河向拉裂縫為后緣，在營地開挖坡腳附近高程1 639 m左右剪出，為弧形滑面，高差約56 m。此模式為變形體整體穩定的控制性滑移模式，對應變形體方量約35 萬m3。

滑移模式②：變形體以高程1 673 m左右的中部裂縫為后緣，開挖坡腳附近高程1 639 m左右剪出，為弧形滑面，高差約34 m。此模式控制變形體中下部的穩定。

滑移模式③：變形體以公路裂縫(1 644～1 652 m高程)為后緣，開挖坡腳附近高程1 639 m左右剪出，為弧形滑面，高差約4～14 m。此模式控制變形體下部的局部穩定。

根據測斜數據顯示：邊坡在深度16 m處存在錯動，與滑移模式①深度對應。在變形體范圍內，選取1個代表性剖面進行二維平面極限平衡穩定分析，主要滑移模式見圖2。

圖2 典型剖面主要滑移模式

2.2 穩定分析方法

根據《建筑邊坡工程技術規范》(GB50330-2013)[1]第5.2.4條、《水電工程移民安置區工程地質勘察規程》(NB/T35085-2016)[2]條文說明中第8.2.3條，以及《滑坡防治工程設計與施工技術規范》(DZ/T0219-2006)[3]第5.3.1條規定相關要求，邊坡穩定分析計算方法采用簡化畢肖普法(Bishop)[4]，使用Slide軟件進行邊坡穩定性計算。

2.3 土體物理力學參數

結合勘探揭示的土體性狀、試驗成果和工程經驗，場地土體的物理力學參數取值見表1。

表1 場地土體物理力學參數

2.4 計算工況及荷載組合

邊坡穩定分析考慮了三種工況：

(1)持久工況，荷載為自重+地下水壓力。由于地下水位埋深較大，一般為35.4～46.8 m，而滑面都在20 m以內，因此計算中未計入地下水壓力影響。

(2)短暫工況，荷載為自重+暴雨。暴雨工況下滑面取其相應的飽和參數，同時考慮5.5 m高滑面以上土體容重為飽和容重。

(3)偶然工況，荷載為自重+地震作用。本場地區基本烈度為Ⅷ度，地震加速度為0.2 g。計算時同時考慮地震效應折減，效應折減系數取0.25，地震狀況與降雨狀況不進行疊加。

2.5 穩定分析結果

計算結果表明，典型剖面最危險滑移模式為滑移模式③，穩定安全系數持久工況0.908，暴雨工況僅為0.778；其次為滑移模式②，穩定安全系數持久工況0.926，暴雨工況為0.819。以上均不滿足安全系數要求，需采取加固措施。

3 邊坡加固設計方法

3.1 設計標準與安全系數

綜合《建筑邊坡工程技術規范》(GB50330-2013)、《滑坡防治工程設計與施工技術規范》(DZ/T0219-2006)和《水電工程移民安置區工程地質勘察規程》(NB/T35085-2016)等規范要求，結合本工程實際情況，考慮邊坡高度與失穩模式，將營地后邊坡進行分區，分別制定設計標準。

3.1.1 營地與上部公路之間的邊坡

營地與上部公路之間的邊坡高度在4～14 m之間，按照《建筑邊坡工程技術規范》要求選取(見表2)。

表2 營地與上部公路之間的邊坡穩定安全系數取值

3.1.2 公路以上邊坡

公路以上邊坡，即中部、后緣裂縫到營地場平之間的邊坡，高度超過15 m，最大高度50 m左右。按《滑坡防治工程設計與施工技術規范》和《水電工程移民安置區工程地質勘察規程》要求選取(見表3)。

表3 公路以上邊坡穩定安全系數取值

3.2 加固設計方案

因削坡方案對邊坡開挖擾動大，雨季會加劇邊坡變形；抗滑樁方案投資大。綜合對比后，遵循“固腳、強腰、鎖頭、排水”分層支護及全面治理的加固原則，將邊坡分布下部(A區)、中部(B區)、上部(C區)選擇“地表截排水+坡面框格梁(錨筋樁貼坡混凝土擋墻)錨索”加固方式。邊坡治理范圍根據工程范圍區、邊坡變形特征和地形特征綜合確定。邊坡治理方案平面布置及典型剖面加固方案示意見圖3～4。

圖3 加固設計方案平面布置示意

圖4 典型剖面加固方案示意

3.2.1 地表截排水設計

變形體地表系統截排水工程措施主要是修建頂部截水溝及變形體范圍內排水溝。

3.2.2 固腳(A區)

固腳區即開挖坡腳處，采用錨筋樁貼坡擋墻加錨索加固。典型部位(A2區)支護方案具體如下。

(1)錨索。貼坡混凝土，擋墻上布置3排750 kN無黏結預應力錨索，錨索長度35 m/45 m交錯布置，水平間距3.0 m。由于邊坡下部覆蓋層較薄，為提高邊坡抗滑力，錨索錨固段深度需入基巖，長度為7.5 m。

(2)錨筋樁。錨筋樁布置在擋墻底部，3C22焊接形成，高6.0 m，入土5.0 m，縱向間距2.0 m，布置2排。

(3)排水孔。Φ75排水花管間排距2.0 m，入土4.0 m，仰角10°，梅花型布置。

3.2.3 強腰(B區)

在公路內側，利用已有的框格梁增設錨索進行加固。錨索布置由原有框格梁形式和所需提供的支護力綜合確定。具體支護方案為：錨索為壓力分散型無黏結預應力錨索[5]，利用原框格梁，在框格梁節點處布置2排750 kN錨索，長度30 m，水平間距6.0 m，錨固段長度7.5 m。

3.2.4 鎖頭(C區)

為了增加變形體整體穩定性以及有效控制后緣裂縫發展對當地居民生活的影響，上部采用框格梁加錨索的形式進行加固。具體支護方案如下。

(1)框格梁。3 m×3 m順坡向，斷面尺寸0.3 m×0.4 m(寬×高)，框格梁內回填種植土，撒播草種。

(2)錨索。錨索為壓力分散型無黏結預應力錨索[5]，在框格梁節點布置兩排750 kN錨索，其長度30 m，水平間距6.0 m，錨固段長度7.5 m。

3.2.5 植被恢復和綠化

支護工程實施后，恢復植被并播撒草籽綠化。其中，固腳區(A區)和鎖頭區(C區)受地形、所需加固力等因素影響，從上游到下游分為3個區域進行設計。

3.3 監測儀器布置

為掌握邊坡的穩定狀況和支護系統的工作狀況，在發現邊坡發生蠕變后及時布置了3個GNSS測點和1個測斜孔，測斜孔孔底布置1支滲壓計以及6套錨索測力計(見圖5)。

圖5 監測儀器布置示意

4 治理后邊坡穩定復核

4.1 穩定性計算分析

典型剖面3種滑移模式中，持久工況、短暫工況和偶然工況下最小穩定安全系數分別為1.252、1.132和1.084，都大于持久工況1.20、短暫工況1.05、偶然工況1.05的安全系數要求。其中，各工況最小穩定安全系數均在滑移模式①處(見圖6～8)。

圖6 滑移模式①持久工況

圖7 滑移模式①短暫工況

圖8 滑移模式①偶然工況

4.2 監測成果分析

4.2.1 GNSS監測

邊坡GNSS變形監測成果表明，2018年10月底邊坡坡腳擋墻施工完成，變形速率明顯變緩；各測點河床方向(X)累計變形最大，經過治理，邊坡變形已趨于穩定(見圖9)。

圖9 GNSS測點河床方向(X)監測數據曲線

4.2.2 錨索測力計

錨索張拉及補充張拉后，主要呈小幅度的松弛，目前已趨于穩定(見圖10)。

圖10 錨索測力計監測數據曲線

5 結 論

(1)該營地及后邊坡場地主要由滑坡堆積、崩坡積、沖積的塊碎石砂土、卵礫石土構成，由于邊坡坡腳開挖，致使坡體下部失去支撐，發生向臨空變形，致使邊坡處于蠕變的不穩定狀態。

(2)經實施“地表截排水+坡面框格梁(錨筋樁貼坡混凝土擋墻)錨索”的設計加固措施后，營地后邊坡處于安全穩定狀態。不同滑移模式在各種工況下，抗滑穩定安全系數均滿足規范要求。

(3)邊坡監測資料表明，在當前已實施加固措施下，邊坡變形已趨于穩定，擋墻錨索錨固力變化平穩，邊坡處于穩定狀態。