軟土深基坑滑坡機制分析與優化方案設計

王佳俊，王 斌，周 欣,周 傲，程 瑤

(1.中國地質大學(武漢)工程學院，湖北 武漢 430074；2.中國科學院武漢巖土力學研究所，湖北 武漢 430071；3.江蘇省交通工程建設局，江蘇 南京 210004；4.湖北工業大學土木建筑與環境學院，湖北 武漢 430064)

隨著我國社會經濟的持續發展，城市化進程突飛猛進，對于地下空間開發和利用的需求越來越迫切，大量城市正在興建隧道、地鐵等便民設施，大大緩解了路上交通的壓力，縮短了城市間通勤的時間和距離[1]。然而在這些工程施工過程中，不可避免地需要開挖深基坑，并且基坑的深度與規模都在不斷增加，故對于維護基坑邊坡穩定性的支護工藝要求也越來越高，尤其是在沿海等軟土地區，一旦施工過程中局部處置不當，極易引起滑坡，威脅基坑整體圍護結構安全。

近些年來，諸多學者圍繞基坑邊坡穩定性方面做了大量工作，取得了一些研究成果[2-8]，研究認為基坑的形狀、尺寸、開挖方式和支護方式等都對基坑整體穩定性有著重要影響。隨著研究的不斷深入，基坑支護理論和手段在不斷進步，然而由于巖土體復雜的物理力學性質，在基坑施工過程中難免會出現意料之外的變化或事故,這就需要對其進行深入分析，揭示事故發生的機制和原因，從而提出科學的解決方案。Hashash等[9]研究發現，剛性支撐系統可以很好地限制基坑側壁變形，但土體變形的范圍會擴大；徐為民等[10]通過對某工程中土釘墻失穩破壞情形進行分析，發現基坑的局部超深開挖會破壞基坑原有的穩定性，故在設計時應將坑中坑和原基坑作為一個整體考慮，最終通過增設土釘和超前錨桿對基坑進行加固；單仁亮等[11]通過對某基坑工程中坡底土體坍塌現象進行研究，結果發現這是由于兩層土體同時開挖導致支護不及時而引發的基坑失穩，并結合數值模擬和監測數據分析指出按照施工順序開挖和及時采取支護措施可避免類似事故的再次發生；劉小麗等[12]研究發現一軟土基坑采用樁錨支護結構時發生了較大變形，通過數值模擬發現該種支護結構易產生轉動效應，反而會加劇土體變形，故在軟土基坑使用樁錨支護手段時需要加強設計；韓建強等[13]通過對廣州南沙區多起軟土地基基礎工程事故進行分析，結果發現淤泥的觸變性是事故發生的主要原因，并在此基礎上提出了相應的治理措施；范濤等[14]通過對某事故基坑進行分析，結果發現是由于止水帷幕失效，從而導致基坑土體遇水發生塌陷，隨后采取注漿和增加錨桿的防護措施用于維護邊坡的穩定性；魏丹[15]基于故障樹和層次分析法對豎向基坑失穩現象進行了研究，結果發現對基坑穩定性影響最大的因素是管理因素，其次為設計不當和計算失誤等，該結果說明在工程建設過程中，需加強安全管理和設計。

上述基坑工程事故案例的發生表明，人們對基坑土體性質的了解還有不足之處，因此進一步完善與基坑相關的理論、設計與技術很有必要。為此，本文以無錫太湖隧道項目某處軟土深基坑開挖施工過程中出現的滑坡實例為研究背景，基于現場滑坡破壞模式的調查，以及通過FLAC3D軟件獲得的數值模擬分析結果，并比對現場的監測結果，分析了滑坡發生的機制，進而提出了3種邊坡加固設計優化方案并進行了對比分析，以為工程后續施工提供科學依據。

1 工程背景

1.1 工程概況

太湖隧道項目位于江蘇省無錫市，是蘇錫常南部高速公路項目的一部分，其設計里程范圍為K23+658～K34+690，場地地貌單元屬太湖湖蕩平原區與山間平原亞區交界，該隧道全長10.79 km,為目前全國最長的湖底明挖隧道，見圖1。

圖1 太湖隧道工程線路圖

本次隧道基坑工程采用圍堰明挖法施工,基坑安全等級為一級；邊坡采用二級放坡，通過粉噴樁加固邊坡，第一道放坡坡率為1∶1.5，分級高度為1.5 m，護坡道寬為2.0 m，第二道放坡坡率為1∶3，分級高度為5 m，接著就是寬度為12 m長的施工便道，最后隧道基坑開挖深度為8.6 m。整體基坑圍護結構采用鉆孔灌注樁，水下采用C30混凝土澆筑。

1.2 工程地質條件

依據勘察成果及區域地質資料，該層圍堰主要影響范圍內地層主要為全新統黏性土層和上更新統黏性土、粉土、粉砂層。各土層的工程地質特征簡述如下：1-1為粉質黏土，該層土質較為均勻，淺部0.3 m為種植土，勘察揭示層厚為0.80～4.60 m；1-2為淤泥、淤泥質黏土，局部地段夾粉砂、粉土薄層，該層具高孔隙比、高壓縮性，層厚為0.20～10.50 m；2-1為粉質黏土，含鐵錳氧化物，該層在隧道沿線淺部較連續分布，勘察揭示一般層厚為1.00～11.20 m；2-2為粉質黏土，部分為軟粉質黏土層，局部夾粉土薄層，該層層厚為1.20～8.00 m；2-3為粉土，部分為粉砂層，夾粉質黏土及粉砂薄層，局部呈互層狀分布，分布連續，勘察揭示層厚為1.00～12.60 m；2-4為淤泥質粉質黏土，主要為粉質黏土夾粉砂互層狀分布，層厚為1.10～14.40 m；3-1為粉質黏土，局部可塑，該層土質不均夾鐵錳質結核，勘察揭示一般層厚為1.70～17.80 m；3-2為粉質黏土，夾粉土及粉砂薄層，局部呈互層狀分布，勘察揭示層厚為1.90～14.80 m；4-1為黏土，勘察揭示最大層厚為13.40 m；4-1a為粉質黏土，局部夾粉土及粉砂薄層，局部呈互層狀分布，勘察揭示最大層厚為7.40 m。

2 滑坡發生機制分析

2.1 滑坡概況

根據現場調查分析，該滑坡發生地點在K26+290～K26+450處，時間為前期放坡開挖以后，此時隧道基坑尚未施工，整體滑坡區域的鳥瞰圖如圖2所示，滑移最遠處位于K26+372處。圖3為滑坡區域的工程地質縱剖面圖，由圖3可見，前期放坡開挖主要控制層為1-2及1-2a淤泥質軟土層，滑坡區域整體工程地質條件較差。

圖2 滑坡鳥瞰圖

圖3 滑坡區域地質縱剖面圖

因此，本文以K26+372剖面作為分析對象，探討滑坡發生的可能機制與成因。基坑圍護結構布置剖面圖如圖4所示，坡頂設有臨時圍堰，在邊坡開挖前已對坡頂和坡腳下方土體進行固化處理，邊坡處采取粉噴樁加固，從第一道邊坡坡肩開始每隔1.6 m布置一排粉噴樁，直至第二道邊坡坡腳，共12排粉噴樁，樁體直徑為500 mm，同時在隧道基坑側壁打入一排鉆孔灌注樁，樁體直徑為1 000 mm。以此為基礎通過FLAC3D軟件構建基坑地質剖面數值模型，依據地質勘探結果將模型土層劃分為9種材料類型，設定模型尺寸為177.4 m×45 m×1 m，共計有10 003個單元、20 518個節點，建立的基坑地質剖面數值模型如圖5所示。數值模型中不同顏色代表了不同土層，各土層物理力學參數見表1，支護樁物理力學參數見表2。

圖4 基坑圍護結構布置剖面圖

圖5 基坑地質剖面數值模型圖

表1 土層物理力學參數

表2 支護樁物理力學參數

2.2 滑坡發生機制模擬分析

圖6為基于初始設計方案模擬得到的基坑開挖邊坡水平位移和塑性區分布云圖。

圖6 基于初始設計方案的基坑開挖邊坡水平位移和塑性區分布云圖

由圖6可見：基坑開挖后，由于卸荷作用和邊坡頂部的加載作用，邊坡水平位移由坡頂向坡腳發展傳遞；由于開挖前已對坡腳土體進行固化處理，邊坡水平位移最大處從坡腳向坡體內部轉移，此時邊坡水平位移最大值為21.1 mm；邊坡塑性區僅在坡體內部少量發展，邊坡整體處于穩定狀態。因此，針對現場發生的滑坡現象，通過對現場滑坡破壞模式和工程地質條件的調研，推斷認為滑坡發生的原因可能有3種：樁體加固強度不足、樁體加固深度不夠和邊坡頂部超載。

2.2.1 樁體加固強度分析

在巖土工程中由于土體參數空間分布的不均勻性等因素，會使得局部區域土體力學性質過于軟弱，導致樁體按設計進行施工時其加固強度未達到預期要求，進而引起邊坡失穩。因此，為了研究局部樁體加固強度不足對邊坡穩定性的影響，本文從坡腳方向開始，由一排樁體加固強度不足逐步向多排樁體加固強度不足考慮，即從側面說明局部土體力學性質過于軟弱時，可能會導致該區域粉噴樁強度未達到設計值。故在模擬中采取極端工況設計，將加固強度不足粉噴樁的強度參數設定成周圍土體強度參數，模擬得到的坡腳樁體加固強度不足時邊坡水平位移分布云圖，見圖7。

圖7 坡腳樁體加固強度不足時邊坡水平位移分布云圖

由圖7可見：當坡腳一排樁加固強度不足時，整體邊坡水平位移的影響范圍擴大，開始向土體內部發展，同時邊坡水平位移最大值上升為32.8 mm；當坡腳兩排樁加固強度不足時，邊坡水平位移進一步增大，其最大值為38.2 mm；當坡腳三排樁加固強度不足時，計算結果不收斂，整體邊坡水平位移達到米級別，邊坡水平位移最大值出現在坡間與坡頂之間，該值遠遠超過基坑規范允許值，邊坡發生了滑坡破壞。

另一方面，邊坡塑性區的擴大、貫通也是判斷邊坡失穩的依據之一。模擬得到的坡腳樁體加固強度不足時邊坡塑性區分布云圖，見圖8。

圖8 坡腳樁體加固強度不足時邊坡塑性區分布云圖

由圖8可見：當坡腳一排樁加固強度不足時，邊坡塑性區在邊坡內部開始擴大，但影響范圍有限，同時由于樁體強度不足，坡腳塑性區開始發育；當坡腳兩排樁加固強度不足時，邊坡塑性區進一步擴大，但沒有貫通，此時粉噴樁和坡體依舊處于穩定狀態；當坡腳三排樁加固強度不足時，此時邊坡塑性區從坡頂到坡腳已經貫通，根據屈服單元的分布范圍可以判斷邊坡的潛在滑面，同時根據圖9顯示粉噴樁也受到剪切破壞，邊坡處于不穩定的狀態。

圖9 坡腳粉噴樁塑性區分布云圖

上述模擬結果表明，導致滑坡發生的原因很有可能是土體空間分布不均勻，局部土體力學性質過于軟弱，使得坡腳處粉噴樁按原有設計方案施工時，導致其強度不足，未能達到預期要求。

2.2.2 樁體加固深度分析

通過設計方案和現場土層勘察資料發現，粉噴樁成樁深度為-10.3 m，而在滑坡區域內2-1堅固土層頂部深度主要在-9.8～-10.8 m范圍內波動，說明粉噴樁很可能出現沒有打入2-1土層的情況，進而引發邊坡失穩。故考慮到粉噴樁樁底與2-1土層頂部的相對位置關系，在模擬中設定樁體增長1 m和縮短1 m，模擬得到的樁體增長1 m和縮短1 m時邊坡塑性區分布云圖，見圖10和圖11。

圖10 樁體增長1 m時邊坡塑性區分布云圖

圖11 樁體縮短1 m時邊坡塑性區分布云圖

在原有設計方案的基礎上，將粉噴樁向下加深1 m，使其插入2-1土層，防止樁體底部與2-1土層之間出現滑移面，同時能夠增大加固范圍，提升樁體加固邊坡的性能。由圖10可見，樁體增長1 m后邊坡塑性區范圍同初始設計方案相比略微減小一些，但沒有明顯變化，說明增加樁長對該邊坡整體穩定性的影響不大。

將粉噴樁樁長縮短1 m，模擬實際工程中樁底沒有與2-1土層接觸的工況。由圖11可見，此時整體邊坡內部塑性區范圍明顯擴大，樁體底部塑性區也已經貫通，但還沒有發展到坡腳土體，說明此時邊坡處于失穩破壞前較為極限的狀態。此外，本次模擬中邊坡產生的最大水平位移值達到了41.5 mm，已超過基坑規范允許值。

從上述模擬結果可以看出，增加樁體長度1 m不會明顯提高邊坡穩定性，但如果樁長減少1 m，即樁體底部如果沒有與2-1土層接觸，邊坡穩定性會較大幅度降低，瀕臨極限狀態，加之現場各類運輸車輛通行和大型施工設備的震動影響，邊坡易產生失穩破壞。因此，如若樁體加固深度不足，同樣可能會導致滑坡的發生。

2.2.3 邊坡頂部荷載分析

根據現場調查分析，以設計單位給出的臨界荷載30 kPa(初始設計方案數據)為基礎，逐步增加邊坡頂部荷載至60 kPa時，模擬得到的邊坡和粉噴樁塑性區分布云圖，見圖12。

圖12 邊坡頂部荷載為60 kPa時邊坡和粉噴樁塑性區分布云圖

由圖12可見，邊坡頂部與底部出現塑性區貫通，粉噴樁發生剪切破壞，出現了潛在滑動面。本次模擬中邊坡產生的最大水平位移值為445.6 mm，遠遠超過基坑規范允許值，表明邊坡已經發生了失穩破壞。

但是，在對現場施工車輛荷載進行核查后發現，車輛引起的荷載最大值沒有超過30 kPa，因此超載不是引起本次邊坡失穩破壞的主要原因。

通過數值模擬并結合實際邊坡破壞模式分析，發現導致邊坡失穩破壞的主要因素為樁體加固強度不足和樁體加固深度不夠，而施工現場邊坡上方的荷載不足以引發本次滑坡。因此，本次邊坡失穩破壞的主要原因為施工范圍內土體物理力學參數和土層深度分布不均，導致樁體加固強度和加固深度不足，最終引發了滑坡。

3 邊坡加固設計優化方案

根據極端工況即坡腳三排樁體加固強度不足和樁體加固深度不足這兩種情況，本文提出了3種邊坡加固設計優化方案并進行了模擬分析。3種優化方案分別為在坡腳加入反壓土、坡腳增加排樁和對坡腳土體進行二次加固。

3.1 樁體加固強度不足的優化方案設計

3.1.1 坡腳加入反壓土

針對坡腳三排樁體加固強度不足問題并結合現場實況，采取在坡腳處增加底邊長為5 m、高度為2 m、坡比為1∶2尺寸的反壓土方案，反壓土取自前期工程開挖的2-1土層，模擬其對邊坡穩定性的影響，模擬結果見圖13。

圖13 坡腳三排樁體加固強度不足時坡腳加入反壓土后邊坡塑性區分布云圖

由圖13可見，當坡腳三排樁體加固強度不足時，計算結果不收斂，邊坡已經破壞；而在坡腳加入反壓土后，邊坡塑性區范圍迅速減小，邊坡塑性區僅在坡體內部和坡腳處部分產生，沒有發生貫通現象，表明此時邊坡處于穩定狀態。本次模擬中邊坡產生的最大水平位移值為10.8 mm，在基坑規范允許值以內。該模擬結果表明，在坡腳三排樁體加固強度不足時坡腳加入反壓土對邊坡起到了非常明顯的加固效果。

3.1.2 坡腳增加排樁

采取在坡腳部位新增加一排粉噴樁的方案，模擬其對邊坡穩定性影響，模擬結果見圖14。

圖14 坡腳三排樁體加固強度不足時坡腳增加排樁后邊坡塑性區分布云圖

由圖14可見，在坡腳增加一排樁體后，計算結果仍然不收斂，邊坡塑性區范圍沒有太大變化，但邊坡塑性區在坡頂和坡腳之間完全貫通，存在潛在滑面。該模擬結果表明，在坡腳原本三排樁加固強度不足情況下，多增加一排樁對邊坡的加固效果不理想。

3.1.3 加固坡腳土體

通過提高坡腳強度參數加固土體，即對施工便道下方4 m土體進行二次加固的方案,模擬其對邊坡穩定性的影響，模擬結果見圖15。

圖15 坡腳三排樁體加固強度不足時加固坡腳土體后邊坡塑性區分布云圖

由圖15可見，在坡腳三排樁體加固強度不足時，進一步加固坡腳強度對邊坡基本沒有加固的效果，計算結果不收斂，邊坡內部塑性區完全貫通。該模擬結果表明，該方案對邊坡的加固效果不理想。

3.2 樁體加固深度不夠的優化方案設計

3.2.1 坡腳加入反壓土

在坡腳加入與3.1.1節相同規格的反壓土，模擬其對邊坡穩定性的影響，模擬結果見圖16。

圖16 坡腳三排樁體加固深度不足時坡腳加入反壓土后邊坡塑性區云圖

由圖16可見，加入反壓土后，邊坡塑性區范圍明顯減小，尤其是坡腳處的塑性區幾乎完全消失，僅在樁體底部有所分布。在本次模擬中邊坡產生的最大水平位移為2.7 mm，在基坑規模允許值以內。該模擬結果表明，在坡腳三排樁體加固深度不足時，在坡腳加入反壓土能起到良好的支護作用，提高了邊坡的穩定性。

3.2.2 坡腳增加排樁

在坡腳處增加一排粉噴樁，模擬其對邊坡穩定性影響，模擬結果見圖17。

圖17 坡腳三排樁體加固深度不足時增加排樁后邊坡塑性區分布云圖

由圖17可見，坡腳多增加一排樁體后，邊坡塑性區范圍也迅速縮小，該模擬結果與坡腳加入反壓土方案的模擬結果相似，能對邊坡起到良好的支護作用。

3.2.3 加固坡腳土體

通過加固坡腳土體，提高其強度參數，模擬其對邊坡穩定性的影響，模擬結果見圖18。

圖18 坡腳三排樁體加固深度不足時加固坡腳土體后邊坡塑性區分布云圖

由圖18可見，提高坡腳土體強度參數后，邊坡塑性區范圍相比優化前明顯減小，表明該方案能對邊坡起到良好的加固效果。

綜上所述，當坡腳處原有樁體加固強度不足時，額外增設排樁數目和進一步加固坡腳土體兩種優化方案對邊坡均不能起到應有的支護作用，邊坡仍然會發生失穩破壞，而在坡腳處加入反壓土后則能明顯減小邊坡的水平位移，同時邊坡塑性區范圍也明顯縮小，說明在坡腳處加入反壓土的優化方案能在該不利工況下起到良好的穩定邊坡的效果；當樁體加固深度不足時，3種優化方案對邊坡均能起到較為良好的支護作用。因此，綜合各優化方案比選結果來看，在坡腳處加入反壓土對原邊坡進行加固為最適宜方案。

3.3 后續監測驗證

依據方案比選結果，施工方對現場滑坡事故進行處理后，采取在坡腳處加入反壓土的優化方案對邊坡進行了加固，同時對邊坡后續水平位移的發展趨勢進行了監測。監測位置選取為本次滑坡水平位移最遠處，即K26+372剖面，其監測結果見圖19。

圖19 加固后邊坡水平位移

由圖19可見，邊坡最大水平位移監測數據為4.5 mm，約在距坡頂5.5 m處，加固后邊坡整體變形幅度在基坑規范允許值以內，邊坡處于穩定狀態。本次優化模擬數據是在樁體加固深度不足工況下得到的，加固后邊坡水平位移監測曲線與模擬曲線擬合良好，邊坡水平位移監測值整體相比于模擬值大1 mm左右，說明在坡腳處加入反壓土的優化方案能夠對邊坡起到良好的支護作用。

4 結 論

本文基于太湖隧道施工過程中出現的某處滑坡，結合現場滑坡破壞模式調查與數值模擬結果，探討了各種不利條件下可能出現的滑坡坡壞模式，揭示了滑坡發生的可能成因，并提出了相應的邊坡加固設計優化方案，得到結論如下：

(1) 通過現場對滑坡發生機制的調查研究，提出了3種可能導致邊坡失穩破壞的原因并進行了模擬分析，結果發現本次滑坡發生的主要原因可能為土體空間分布不均勻引起局部區域土體力學性能較差、土層分布不均，致使樁體按設計施工時,加固強度和加固深度未達到預期效果。

(2) 針對邊坡破壞產生的機制成因，提出了3種改善不利工況的優化方案，并分別進行了模擬對比分析。結果表明：在坡腳加入反壓土可以在樁體加固強度不足時明顯降低邊坡水平位移，使得邊坡最大水平位移值從不收斂降低至10.8 mm，大大提高了邊坡穩定性；在樁體加固深度不足時，在坡腳加入反壓土會使邊坡最大水平位移值降低至2.7 mm，對邊坡也能起到了良好的加固效果。通過后續持續監測，結果表明該優化設計方案對邊坡的加固效果良好。

(3) 本次研究先確定滑坡破壞模式，再針對不利工況，擬定優化方案，研究成果可以提高軟土深基坑邊坡穩定性，減小事故發生的可能性，對相似工程具有一定的參考意義和實用價值。