基于擬建橋梁保護的某地質災害加固治理設計分析

黃承忠

（重慶中煤科工工程技術咨詢有限公司，重慶 400042）

0 引言

我國西部山區(qū)地形復雜、峽谷密布、山高坡陡［1］，隨著城市土地資源的日益緊缺，基礎設施建設也面臨越來越復雜的地質環(huán)境問題，原本不適宜建設的地質災害場地也面臨因建設需要而進行開發(fā)利用，尤其是修建橋梁工程等基礎設施時，地質災害加固治理設計顯得尤為重要。隨著我國基礎設施建設的日益發(fā)展，滑坡等地質災害對橋梁安全影響研究引起了各方面的廣泛關注，國內學者也進行了相關研究，取得了具有探索性的成果［2］，但對基于市政橋梁保護下的滑移型庫岸和滑坡加固治理設計工程案例較少，同時鑒于地質災害的復雜性和巖土體的不確定性，導致加固治理措施往往缺少針對性和有效性。重慶市某縣城位于三峽庫區(qū)低山丘陵地帶，地質條件復雜、地質災害頻發(fā)，三峽庫區(qū)蓄水更進一步加劇了地質災害的復雜性。但由于土地資源的緊缺性，需要在地質災害體上修建橋梁工程，該工程前期已經通過了橋梁建設活動的地質災害危險性評估及對地質災害的影響安全論證。通過工程實例，對基于橋梁保護的地質災害加固治理設計過程進行了分析，在分析地質災害穩(wěn)定性及剩余下滑力的基礎上，提出采用抗滑樁+預應力錨索+截排水系統的加固治理方案，再采用規(guī)范法和數值模擬相結合的方法對地質災害穩(wěn)定性、抗滑樁的內力、位移、錨索的軸力及橋梁的變形和安全性進行分析了分析和論證，可為類似工程提供參考。

1 工程概況

1.1 地質災害概況

擬建橋位區(qū)位于整體穩(wěn)定的特大型古滑坡體前緣，且依次通過了該特大型古滑坡前緣的3個地質災害點，地質環(huán)境復雜。由于篇幅有限，文中以穩(wěn)定的特大型古滑坡前緣的第3個地質災害體加固設計作為主要論述對象。

工程地質災害體為滑移型庫岸地質災害體，寬約98m，主滑方向長320m，覆蓋層厚度22～32m，破壞模式為上覆土體沿基巖面產生折線滑動破壞。該庫岸地質災害體于2007年經過三峽庫區(qū)三期地質災害治理，治理方式為削坡+反壓+格構錨桿，治理后達到了地質災害防治Ⅲ級的要求。由于擬建橋梁的修建，地質災害體防治等級需提高到Ⅱ級，因此需要對該庫岸地質災害體進行加固。

1.2 擬建橋梁概況

擬建橋梁全長385m，橋面寬度為13m，上部結構為3×（4×30m）預應力鋼筋混凝土現澆連續(xù)箱梁，下部結構為樁柱式墩、肋式臺，其中樁基礎直徑為1.8m、為端承樁，柱直徑為1.6m。

1.3 地形地貌

場地區(qū)域上屬溶蝕-侵蝕淺-中切割河谷低中山地貌，長江是區(qū)內最低的侵蝕基準面。場地微地貌屬于長江庫岸斜坡地貌，最低點位于河床、高程約120m，最高點位于斜坡坡頂的居民區(qū)、高程約270m，高差達150m。

1.4 地質構造

場地地質構造上位于羅門峽背斜南東翼近軸部，巖層產狀160°∠40°，基巖中發(fā)育兩組構造裂隙：裂隙J1產狀300°∠50°，裂隙J2產狀180°∠79。

1.5 地層巖性

場地地層巖性主要為第四系崩坡（Q4col+dl）碎石土及三疊系下統嘉陵江組（T1j）灰?guī)r。碎石土：松散～稍密，塊碎石主要為灰?guī)r、塊徑多為10～50cm，含量50～80%；灰?guī)r：中厚層狀構造，強風化層巖體破碎，巖芯呈碎塊狀，中風化層巖質堅硬，大部分基巖有溶蝕蜂窩狀孔隙，巖體較破碎。

1.6 水文地質

地下水類型主要為松散類孔隙潛水和基巖孔隙裂隙水。松散層孔隙水：分布于岸坡、河漫灘及河床地段，賦存于碎石土層及松散填土中，受大氣降雨和長江的補給，地下水水位與河水一致，水量豐富?；鶐r孔隙裂隙水：主要賦存于基巖風化網狀裂隙孔隙及構造裂隙中，受大氣降水和松散層孔隙水補給，大寧河為本區(qū)最低侵蝕基準面，風化帶網狀裂隙水一般順層面及裂隙面向低洼處排泄。

2 地質災害加固治理設計

2.1 巖土計算參數

巖土力學參數見表1。

表1 巖土物理力學參數

2.2 計算工況及安全系數

結合三峽庫水位運行特點，庫岸段地質災害防治等級由原防治等級Ⅲ級提高到Ⅱ級后，其穩(wěn)定性按文獻［3］和文獻［4］進行計算，其中工況①、②、④、⑤為涉水工況，工況⑦、⑧為非涉水工況：

（1） 工況①：自重+建筑荷載+現狀水位；抗滑穩(wěn)定系數K=1.20。

（2） 工況②：自重+建筑荷載+現狀水位+20年一遇暴雨（非汛期）；抗滑穩(wěn)定系數K=1.20。

（3） 工況④：自重+建筑荷載+壩前175m降至常年枯水位；抗滑穩(wěn)定系數K=1.15。

（4） 工況⑤：自重+建筑荷載+壩前175m降至常年枯水位+20年一遇暴雨（非汛期）；抗滑穩(wěn)定系數K=1.15。

（5） 工況⑦：自重+建筑荷載；抗滑穩(wěn)定系數K=1.20。

（6） 工況⑧：自重+建筑荷載+20年一遇暴雨；抗滑穩(wěn)定系數K=1.15。

2.3 現狀穩(wěn)定性分析

地質災害體沿主滑動面及2個次級滑動面的現狀穩(wěn)定性計算結果見表2，滑面位置如圖1所示。

圖1 加固治理方案典型剖面圖

表2 地質災害體現狀穩(wěn)定性計算成果

由表2可知，該地質災害體經過2007年治理后，沿主滑面和一級滑面滑動時，各工況下均處于穩(wěn)定狀態(tài)；在沿二級滑面滑動時，天然工況下穩(wěn)定系數均大于1.20，處于穩(wěn)定狀態(tài)；暴雨工況下穩(wěn)定系數為1.12，安全儲備不滿足要求，因此修建擬建市政橋梁工程時需要進行加固治理。

2.4 地質災害加固治理方案

滑坡通?？刹捎每够瑯吨酢p載、反壓，并結合排水工程進行綜合治理。項目不具備卸載和反壓條件，抗滑樁具有水平剛度較大、施工工藝成熟、有大量成功案例等特點，錨索施加的預應力能較好的控制滑坡體的變形、減小抗滑樁的內力。因此加固治理方案采用抗滑樁+預應力錨索+綜合排水系統。

經計算地質災害體沿二級滑面滑動剩余下滑力為1086kN/m。由于擬建橋梁正好位于二級滑面前出口位置，設計在擬建橋梁上部和下部各設置一排抗滑樁，如圖1所示。上排抗滑樁截面尺寸為1.8m×2.8m，共設置22根，平均樁長36.5m，嵌巖深度為8m，每根樁上設置2排預應力錨索，鑒于場地灰?guī)r相對破碎，因此采用壓力分散型錨索，采用17根1×715.2預應力鋼絞線。橋梁下部抗滑樁樁截面尺寸為1.4m×2.2m，共設置20根，嵌入潛在滑面以下不小于10m，平均樁長17.2m。

2.5 工程建設限制性要求

（1） 擬建橋梁應采用樁基礎、以穩(wěn)定的中等風化基巖作為持力層，地質災害體滑面以上的樁基與周邊土層間設置軟性材料隔離層，使橋梁荷載傳遞至滑面以下穩(wěn)定巖土層。

（2） 遵循先治理、后建設的原則，即先進行地質災害加固治理，待達到相應的要求后，方可進行擬建橋梁的施工。

（3） 施工和使用期間嚴禁對地質災害體進行加載，嚴禁大開挖。

3 有限元數值模擬分析

3.1 計算模型的建立

（1） 結構參數取值。橋梁結構及支擋結構參數取值見表3。

表3 結構參數取值

（2） 概化模型。選擇典型設計剖面作為計算剖面，計算模型及單元劃分如圖2所示。有限元模型長334m，高166m，單元數12741，節(jié)點數12763。

圖2 計算模型

（3） 本構模型。地質災害巖土體采用二維平面應變單元，抗滑樁采用梁單元，錨索采用桁架單元，橋梁樁基礎及柱墩采用梁單元，此外抗滑樁嵌固段與周邊巖土體作用采用接觸單元模擬。

（4） 邊界條件。底部采用水平向和豎向固定邊界條件，兩側采用水平向固定邊界條件，頂部采用自由邊界條件。

（5） 荷載。①擬建橋梁汽車荷載為城-A級、人群荷載為3.5kN/m2；②已建平湖東路車行荷載按20kN/m2考慮，既有建筑荷載按20kN/m2/層考慮；③橋梁基礎采用嵌巖樁，滑面以上采用應力隔離措施，因此橋梁荷載不對滑動土體加載；④橋梁支座反力豎向荷載N=9600kN，水平荷載Q=328kN，計算時近似為墩柱荷載。

（6） 計算施工順序。彈塑性材料最終應力和變形與加載歷史有關，為了盡可能地模擬真實狀態(tài)，根據施工先后，按照以下步驟進行計算：①計算現狀庫岸斜坡原始應力狀態(tài)，作為計算的初始應力狀態(tài)，對位移進行清零；②實施加固抗滑樁及預應力錨索；③實施擬建橋梁。

3.2 加固治理地質災害穩(wěn)定性分析

采用Midas GTS4.2的SAM法對加固治理后地質災害沿二級滑面滑動穩(wěn)定性進行了計算，暴雨工況下的穩(wěn)定性計算結果及對應的塑性分布如圖3所示。從圖中可知，采用抗滑樁加固后地質災害穩(wěn)定系數（暴雨工況下）由1.12提高至1.24，滿足安全系數要求。

圖3 加固治理后穩(wěn)定系數及塑性區(qū)分布

3.3 加固治理結構內力分析

抗滑樁內力分布如圖4～圖8所示。采用有限元和理正巖土軟件計算得出的上排抗滑樁樁身內力計算結果對比如表4所示。

表4 上排抗滑樁內力對比

圖4 上排加固抗滑樁彎矩圖

圖5 上排加固抗滑樁剪力圖

圖6 上排加固錨索軸力圖

圖7 下排加固抗滑樁彎矩圖

圖8 下排加固抗滑樁剪力圖

從計算結果可知，上排抗滑樁樁身彎矩、剪力以及錨索軸力的有限元計算結果與理正巖土軟件計算結果基本一致，即采取不同手段互為補充、相互印證，進一步提高了加固設計的可靠性。

3.4 抗滑樁及擬建橋梁結構變形分析

抗滑樁及橋梁基礎的最終變形如圖9、圖10所示。

圖9 抗滑樁及橋梁結構水平位移圖

圖10 抗滑樁及擬建橋梁結構豎向位移圖

從圖中可知，上排抗滑樁（圖中最左側）樁頂水平位移為1.8mm、豎向位移為1.2mm，下排抗滑樁（圖中最右側）樁頂水平位移為1.5mm、豎向位移為3.3mm，滿足規(guī)范要求。橋梁左側樁基礎地表處水平位移為2.8mm、豎向位移為2.7mm，右側樁基礎地表處水平位移為2.4mm、豎向位移為3.4mm，滿足設計要求的6mm允許值。計算相鄰橋墩的沉降差變化很小，最大為0.011%，滿足文獻［5］規(guī)定的相鄰墩臺間不均勻沉降值，即不應使橋面形成大于0.2%的附加縱坡。

3.5 橋梁施工完成后地質災害體應力分布

橋梁施工完成后地質災害體水平應力和豎向應力分布規(guī)律如圖11、圖12所示。由于上排抗滑樁承擔了地質災害體的絕大部分滑坡推力，而傳至橋梁的滑坡推力則大為減少，圖11、圖12中顯示的滑體部位水平應力集中區(qū)位于上排抗滑樁及其后部也正好印證這點，這種受力模式對擬建橋梁安全而言是極為重要的。

圖11 水平應力分布圖

圖12 豎向應力分布圖

4 結語

通過基于擬建橋梁保護的地質災害加固治理設計工程實例分析，可得出結論如下：

（1） 經過2007年治理后，地質災害體穩(wěn)定系數均達到了Ⅲ級的要求。但隨著擬建橋梁的修建、防治工程等級提高至Ⅱ級后，地質災害體安全儲備不足，修建橋梁前需要進行加固治理。

（2） 采用規(guī)范法和數值模擬相結合的方法進行地質災害加固治理設計，并對抗滑樁的內力、位移及橋梁的變形進行分析了分析，進一步確認了加固治理設計方案的合理性和橋梁結構的安全性。

（3） 鑒于地質災害的復雜性和巖土體的不確定性，應加強施工期間的變形監(jiān)測和竣工后的效果監(jiān)測，后期應根據監(jiān)測結果進一步驗證設計的安全性與合理性。