淤泥质软土基坑边坡稳定性分析及其加固方案研究*

王定军段 罗王举伟 王婉婷徐前卫

（1.中铁二局第五工程有限公司，610091，成都；2.同济大学交通运输工程学院，201804，上海∥第一作者，工程师）

边坡稳定性分析的方法主要有极限平衡法及有限元强度折减法等。极限平衡法需要首先确定边坡潜在破坏滑动面的位置和形状，在此基础上通过搜索迭代确定最危险的滑动面，找出边坡最终破坏形式，由于方法本身没有考虑到土体的应力-应变关系，故不能求出坡体的真实受力和变形情况［1］。大量的工程实践充分表明，坡体的稳定不仅和坡体内应力水平直接相关，而且和变形有着相当密切的联系，即坡体失稳往往伴随着较大的竖向沉降和侧向变形［2］。有限元强度折减法的优势在于不仅能充分考虑土体的非线性本构关系，使得边坡稳定性分析结果更加准确，而且还能反应边坡失稳过程中土体的应力和变形的发展规律，因此得到了广泛的应用［3］。

本文以某明挖隧道段基坑边坡为例，运用有限元强度折减法对淤泥质软土基坑边坡在开挖过程中出现的较大地表沉降和边坡位移现象进行稳定性分析，在此基础上提出了在坡脚注浆、堆土反压加固和设置钢板桩，以及在坡脚注浆和设置抗滑桩等加固方案，经对比分析后给出了优选加固方案，以防止基坑边坡出现进一步破坏，从而为基坑工程的设计与施工提供借鉴和指导。

1 有限元强度折减法

有限元强度折减法就是在理想弹塑性有限元计算中，将边坡岩土体的抗剪切强度参数逐渐降低直到其达到破坏状态为止。有限元计算可自动根据弹塑性计算结果中塑性应变和位移突变的地带找到破坏滑动面，同时得到边坡的强度储备安全系数［3］。文献［2］将边坡的安全系数定义为使边坡刚好达到临界破坏状态时，对岩土体剪切强度进行折减的程度，即岩土体实际抗剪强度与临界破坏时的抗剪强度的比值。可见，有限元强度折减法即通过有限元数值模拟不断折减岩土体的抗剪切强度相关参数，得到边坡最终失稳破坏时的安全系数。

边坡失稳的有限元计算结果的判别方式尚存在争议。比较广泛认可的判别方式主要有：以力和位移的不收敛作为边坡失稳的标志,以广义塑性应变或等效塑性应变从坡脚到坡顶贯通作为边坡破坏的标志,以特征部位的位移发生突变作为边坡失稳的标志［3］。

有限元强度折减法认为滑动面的塑性区贯通是岩土体破坏的必要条件，但不是充分条件。故岩土体破坏的标志应该是部分土体产生无限发展的很大位移，且滑体由静止状态变为运动状态。此时，滑移面上的应变或者位移出现突变。这种突变会引起有限元计算的不收敛。因此，在应用有限元强度折减法时，一般采用数值计算是否收敛作为土体破坏的依据［4-5］。

本文采用岩土工程有限元软件ZSOIL进行数值模拟计算，岩土体本构关系采用Mohr-Coulomb模型。如假设折减系数为F，则

cF=c/F （1）

tan φF=tan φ/F （2）

式中：

c——折减前岩土体的黏聚力；

cF——折减后岩土体的黏聚力；

φ——折减前的岩土体内摩擦角；

φF——折减后的岩土体内摩擦角；

σ——折减后的岩土体法向应力。

在计算过程中，折减系数的初始值要相应取小，以保证边坡在计算开始时处于弹性阶段［6］。不断增大F，直至边坡发生失稳，即有限元计算结果不收敛。此时的折减系数即为该边坡的安全系数FS。

2 工程概况

2.1 工程背景

下沉式隧道全长约3 km，采取明挖基坑法修建，基坑围护采用悬臂式支护桩方式，其主体结构分为闭合框架和U型槽结构两种形式。明挖闭合框架段与U型槽段的宽度均为38.2 m。两段围护结构一致。围护结构采用φ100 cm@110 cm钻孔灌注桩及φ60 cm高压旋喷桩。桩间挂网喷混凝土，桩顶设截面为100 cm×100 cm的冠梁。闭合框架段围护结构见图1。边坡放坡率为1∶1.75，坡脚距基坑壁5 m，坡面采用挂网喷混凝土防护。坑内降水采用大口径管井。横向设置两排管井，其纵向间距为15 m。

图1 闭合框架段围护结构剖面图

2.2 工程地质

工程原始地貌为海积冲积平原，地势平坦，沿线微地貌发育，主要发育冲洪积平原及其间沟谷、浅海区及海陆交互沉积区地貌。地质勘查资料显示，场地范围内地层自上而下依次为①3人工填土、③1淤泥、⑤1黏土、⑤2粗砂、⑧砂质黏土。其岩土体物理力学参数指标如表1所示。拟建场地属围海造地区域，开挖场地在3.2～13.6 m深度范围内存在淤泥土层，属于不良地质的软弱地层，具有较高压缩性和透水性，其在长期固结过程中会缓慢产生变形，容易导致边坡产生较大的水平位移和地面沉降。

勘察区内水系发育，隶属珠江三角洲入海口水系。地表水主要为海水、河流及少量池塘水和沟渠水。地下水类型主要有第四系松散层中的上层滞水、孔隙潜水两种。地下水位埋深在2～8 m左右。

表1 主要土层物理力学性质指标

2.3 存在问题

在工程施工过程中，随着边坡的开挖，地表沉降及坡顶水平竖直位移都不断增加，部分地段监测数据已经超过了预警值24 mm，甚至达到了控制值30 mm。个别断面处出现较宽的地表裂缝，下沉明显，边坡表面的变形量持续增多。

地表监测数据显示：地表最大累积沉降达29.95mm，平均沉降速率为1.24 mm/d；最大边坡水平累积位移为31 mm，平均位移变化速率为2.00 mm/d；最大竖直累积位移为27 mm，平均位移变化速率为2.00 mm/d。这表明，边坡可能出现失稳变形。

为了确保施工安全，一方面，需对边坡稳定性进行分析，找出潜在的滑移面；另一方面，为了控制边坡的进一步变形破坏，必须进行必要的边坡加固处理。

3 边坡稳定性分析

3.1 计算模型

根据设计要求，先在主体结构施工之前放坡开挖，再进行基坑开挖。故边坡稳定性分析只对放坡开挖过程进行模拟，其计算模型如图2所示。计算时，取实际基坑的南侧一半原始边坡进行研究分析，并对基坑开挖前且尚未设置围护结构的土质边坡的稳定性进行计算分析。计算模型长57 m，高度为30 m，按平面应变问题处理。模型边坡采用1∶1.75坡率，分别以高度1.2 m和8 m两级放坡，边坡总高度为9.2 m，其中淤泥层以上的边坡高度为6.2 m。土体采用实体单元模拟。模型为上部为自由边界，左右两侧为水平约束边界，底面为固定约束边界。计算时设定F的初始值为0.5，每次增大0.05，直至边坡失稳破坏，有限元计算结果不收敛为止。

图2 边坡稳定性分析模型

3.2 计算结果分析

图3为F同坡顶和坡脚监测点位移的关系曲线。由图3可见，随着F的增大，监测点位移也增大，尤以坡脚处为甚。有限元计算结果显示，当F=0.63时，坡顶和坡脚的水平位移基本同时发生突变，边坡发生失稳，故FS=0.63。

图4为边坡失稳时的总位移云图。由图4可以看出，靠近坡脚处的变形和剪切应变均较大。这说明坡体失稳破坏首先出现在坡脚位置，随后自下而上逐渐发展，最终从坡脚贯穿至坡顶，且形成的滑移面主要穿越淤质软土层。

图3 原始边坡水平位移变化曲线

可见，在不采取任何加固措施的情况下，边坡的安全系数小于1，将产生非常严重的滑动破坏，并最终形成从坡脚贯穿至坡顶的滑动面。因此，为防止边坡进一步失稳滑动破坏，应及时对坡体进行加固，而且宜重点加固坡脚部位。

图4 边坡失稳时的总位移云图

4 边坡加固方案

目前较为常用的软土边坡加固处理方法有注浆加固、设置抗滑桩、钢板桩支挡以及锚杆（索）复合支挡加固等［7-8］。根据边坡稳定性分析结果及工程实际情况提出了两个加固方案。

4.1 加固方案一

方案一为坡脚加固、加设钢板桩并堆土反压方案。首先，采取对基坑钻孔灌注墙外侧6 m范围内的坡脚土体，用42.5级普通硅酸盐水泥进行搅拌加固，且加固深度为14 m；然后在坡面加设1道12 m长的钢板桩，并在坑内7 m宽范围内铺设5 m高的反压土。

为验证加固方案一的可行性，进行了基于有限元强度折减法的数值模拟计算。有限元计算模型如图5所示。模型基本参数与原始边坡模型参数相同。基坑钻孔灌注桩及搅拌加固后的土体均为实体单元模拟，钢板桩用梁单元模拟，相关参数如表2所示。

计算过程中F初始值为0.50，每次增加0.05，直至边坡失稳破坏，有限元计算结果不收敛为止。经计算，边坡加固后的FS=1.35。根据文献［8］GB 50330—2013《建筑边坡工程技术规范》，临时一级边坡的稳定安全系数不应小于1.25。可见，采用方案一加固后的边坡稳定性满足规范要求。

图7 方案一的边坡水平位移变化曲线

图5 方案一计算模型

表2 主要材料物理力学性质指标

图6为方案一边坡失稳时的总位移云图。由图6可以看出，失稳主要发生在基坑内部反压土范围内的小边坡滑坡。图7为F与坡顶和坡脚监测点位移变化关系。当F=FS时，边坡滑移面顶部和底部水平位移发生突变，并且在突变前都保持在边坡位移预警值之内。由此可见，本方案虽然提高了边坡安全系数，但反压土只能短期控制边坡变形，且更容易发展成小范围的滑坡，对施工安全和便利都造成了一定的影响。

4.2 加固方案二

图6 方案一边坡失稳时的总位移云图

方案二为坡脚加固并设置抗滑桩方案。主要是改变放坡高度、对坡脚土体加固，并设置抗滑桩。首先，以坡率1：1.75分别按高度3.1 m和6.1 m两级放坡；然后，对位于已施工基坑钻孔桩墙外侧6 m范围内的边坡坡脚土体，以42.5级普通硅酸盐水泥进行搅拌加固，加固深度为11 m；最后，自边坡坡面中部向上按3 m的间距设置3排截面为500 mm×500 mm的高压旋喷抗滑桩。3排抗滑桩的桩长分别为9 m、10 m、10 m。旋喷桩与围护结构材料相同。

方案二的有限元计算模型如图8所示。其中抗滑桩用梁单元模拟。经计算，原始边坡的FS=1.65。可见，方案二的边坡稳定性得到了极大提高。

图8 方案二计算模型

图9为方案二边坡失稳时的总位移云图。由图9可见，有限元计算结果不收敛的主要原因是第一排抗滑桩处土体达到极限状态。边坡整体失稳的潜在滑移面相比加固前有上移趋势。图10为与坡顶和坡脚监测点位移关系。当F=FS时，边坡坡顶和坡脚基本同时发生位移突变，但在发生突变前都保持在边坡位移预警值范围内。由此可见，抗滑桩的设置能有效阻挡边坡塑性区的贯通。

图9 方案二边坡失稳时的总位移云图

图10 方案二的边坡水平位移变化曲线

4.3 方案比选

与方案一相比，方案二更便于施工，且没有潜在的二次滑坡。从综合效果来看，方案二是较优选择。

5 结语

本文利用有限元强度折减法分析了某工程淤泥质土基坑边坡稳定性；根据计算结果及实际监测数据，分析对边坡变形特征和失稳机理提出了相应的加固方案。

有限元计算结果表明，计算所得原边坡安全系数已小于规范值，故在边坡开挖后，土体将因失稳而破坏，并形成从坡脚贯通到坡顶滑动面，且穿越淤泥质软弱土层，边坡变形较大需及时加固处理。

相对而言，坡脚注浆加固及钢板桩拦截淤泥土层加固方案加固效果不是很理想。坡脚的加固并不能从根本上抑制边坡失稳变形；堆土反压不仅阻碍施工，更会引发小范围的滑坡变形。

坡脚注浆加固及抗滑桩加固方案能较大程度提高边坡的安全稳定系数，并能抑制边坡中上部变形发展。在实际施工过程中，可根据现场实测数据适当改变桩间距或调整抗滑桩数量。

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