软土深基坑滑坡机制分析与优化方案设计

王佳俊，王 斌，周 欣,周 傲，程 瑶

(1.中国地质大学(武汉)工程学院，湖北 武汉 430074；2.中国科学院武汉岩土力学研究所，湖北 武汉 430071；3.江苏省交通工程建设局，江苏 南京 210004；4.湖北工业大学土木建筑与环境学院，湖北 武汉 430064)

随着我国社会经济的持续发展，城市化进程突飞猛进，对于地下空间开发和利用的需求越来越迫切，大量城市正在兴建隧道、地铁等便民设施，大大缓解了路上交通的压力，缩短了城市间通勤的时间和距离[1]。然而在这些工程施工过程中，不可避免地需要开挖深基坑，并且基坑的深度与规模都在不断增加，故对于维护基坑边坡稳定性的支护工艺要求也越来越高，尤其是在沿海等软土地区，一旦施工过程中局部处置不当，极易引起滑坡，威胁基坑整体围护结构安全。

近些年来，诸多学者围绕基坑边坡稳定性方面做了大量工作，取得了一些研究成果[2-8]，研究认为基坑的形状、尺寸、开挖方式和支护方式等都对基坑整体稳定性有着重要影响。随着研究的不断深入，基坑支护理论和手段在不断进步，然而由于岩土体复杂的物理力学性质，在基坑施工过程中难免会出现意料之外的变化或事故,这就需要对其进行深入分析，揭示事故发生的机制和原因，从而提出科学的解决方案。Hashash等[9]研究发现，刚性支撑系统可以很好地限制基坑侧壁变形，但土体变形的范围会扩大；徐为民等[10]通过对某工程中土钉墙失稳破坏情形进行分析，发现基坑的局部超深开挖会破坏基坑原有的稳定性，故在设计时应将坑中坑和原基坑作为一个整体考虑，最终通过增设土钉和超前锚杆对基坑进行加固；单仁亮等[11]通过对某基坑工程中坡底土体坍塌现象进行研究，结果发现这是由于两层土体同时开挖导致支护不及时而引发的基坑失稳，并结合数值模拟和监测数据分析指出按照施工顺序开挖和及时采取支护措施可避免类似事故的再次发生；刘小丽等[12]研究发现一软土基坑采用桩锚支护结构时发生了较大变形，通过数值模拟发现该种支护结构易产生转动效应，反而会加剧土体变形，故在软土基坑使用桩锚支护手段时需要加强设计；韩建强等[13]通过对广州南沙区多起软土地基基础工程事故进行分析，结果发现淤泥的触变性是事故发生的主要原因，并在此基础上提出了相应的治理措施；范涛等[14]通过对某事故基坑进行分析，结果发现是由于止水帷幕失效，从而导致基坑土体遇水发生塌陷，随后采取注浆和增加锚杆的防护措施用于维护边坡的稳定性；魏丹[15]基于故障树和层次分析法对竖向基坑失稳现象进行了研究，结果发现对基坑稳定性影响最大的因素是管理因素，其次为设计不当和计算失误等，该结果说明在工程建设过程中，需加强安全管理和设计。

上述基坑工程事故案例的发生表明，人们对基坑土体性质的了解还有不足之处，因此进一步完善与基坑相关的理论、设计与技术很有必要。为此，本文以无锡太湖隧道项目某处软土深基坑开挖施工过程中出现的滑坡实例为研究背景，基于现场滑坡破坏模式的调查，以及通过FLAC3D软件获得的数值模拟分析结果，并比对现场的监测结果，分析了滑坡发生的机制，进而提出了3种边坡加固设计优化方案并进行了对比分析，以为工程后续施工提供科学依据。

1 工程背景

1.1 工程概况

太湖隧道项目位于江苏省无锡市，是苏锡常南部高速公路项目的一部分，其设计里程范围为K23+658～K34+690，场地地貌单元属太湖湖荡平原区与山间平原亚区交界，该隧道全长10.79 km,为目前全国最长的湖底明挖隧道，见图1。

图1 太湖隧道工程线路图

本次隧道基坑工程采用围堰明挖法施工,基坑安全等级为一级；边坡采用二级放坡，通过粉喷桩加固边坡，第一道放坡坡率为1∶1.5，分级高度为1.5 m，护坡道宽为2.0 m，第二道放坡坡率为1∶3，分级高度为5 m，接着就是宽度为12 m长的施工便道，最后隧道基坑开挖深度为8.6 m。整体基坑围护结构采用钻孔灌注桩，水下采用C30混凝土浇筑。

1.2 工程地质条件

依据勘察成果及区域地质资料，该层围堰主要影响范围内地层主要为全新统黏性土层和上更新统黏性土、粉土、粉砂层。各土层的工程地质特征简述如下：1-1为粉质黏土，该层土质较为均匀，浅部0.3 m为种植土，勘察揭示层厚为0.80～4.60 m；1-2为淤泥、淤泥质黏土，局部地段夹粉砂、粉土薄层，该层具高孔隙比、高压缩性，层厚为0.20～10.50 m；2-1为粉质黏土，含铁锰氧化物，该层在隧道沿线浅部较连续分布，勘察揭示一般层厚为1.00～11.20 m；2-2为粉质黏土，部分为软粉质黏土层，局部夹粉土薄层，该层层厚为1.20～8.00 m；2-3为粉土，部分为粉砂层，夹粉质黏土及粉砂薄层，局部呈互层状分布，分布连续，勘察揭示层厚为1.00～12.60 m；2-4为淤泥质粉质黏土，主要为粉质黏土夹粉砂互层状分布，层厚为1.10～14.40 m；3-1为粉质黏土，局部可塑，该层土质不均夹铁锰质结核，勘察揭示一般层厚为1.70～17.80 m；3-2为粉质黏土，夹粉土及粉砂薄层，局部呈互层状分布，勘察揭示层厚为1.90～14.80 m；4-1为黏土，勘察揭示最大层厚为13.40 m；4-1a为粉质黏土，局部夹粉土及粉砂薄层，局部呈互层状分布，勘察揭示最大层厚为7.40 m。

2 滑坡发生机制分析

2.1 滑坡概况

根据现场调查分析，该滑坡发生地点在K26+290～K26+450处，时间为前期放坡开挖以后，此时隧道基坑尚未施工，整体滑坡区域的鸟瞰图如图2所示，滑移最远处位于K26+372处。图3为滑坡区域的工程地质纵剖面图，由图3可见，前期放坡开挖主要控制层为1-2及1-2a淤泥质软土层，滑坡区域整体工程地质条件较差。

图2 滑坡鸟瞰图

图3 滑坡区域地质纵剖面图

因此，本文以K26+372剖面作为分析对象，探讨滑坡发生的可能机制与成因。基坑围护结构布置剖面图如图4所示，坡顶设有临时围堰，在边坡开挖前已对坡顶和坡脚下方土体进行固化处理，边坡处采取粉喷桩加固，从第一道边坡坡肩开始每隔1.6 m布置一排粉喷桩，直至第二道边坡坡脚，共12排粉喷桩，桩体直径为500 mm，同时在隧道基坑侧壁打入一排钻孔灌注桩，桩体直径为1 000 mm。以此为基础通过FLAC3D软件构建基坑地质剖面数值模型，依据地质勘探结果将模型土层划分为9种材料类型，设定模型尺寸为177.4 m×45 m×1 m，共计有10 003个单元、20 518个节点，建立的基坑地质剖面数值模型如图5所示。数值模型中不同颜色代表了不同土层，各土层物理力学参数见表1，支护桩物理力学参数见表2。

图4 基坑围护结构布置剖面图

图5 基坑地质剖面数值模型图

表1 土层物理力学参数

表2 支护桩物理力学参数

2.2 滑坡发生机制模拟分析

图6为基于初始设计方案模拟得到的基坑开挖边坡水平位移和塑性区分布云图。

图6 基于初始设计方案的基坑开挖边坡水平位移和塑性区分布云图

由图6可见：基坑开挖后，由于卸荷作用和边坡顶部的加载作用，边坡水平位移由坡顶向坡脚发展传递；由于开挖前已对坡脚土体进行固化处理，边坡水平位移最大处从坡脚向坡体内部转移，此时边坡水平位移最大值为21.1 mm；边坡塑性区仅在坡体内部少量发展，边坡整体处于稳定状态。因此，针对现场发生的滑坡现象，通过对现场滑坡破坏模式和工程地质条件的调研，推断认为滑坡发生的原因可能有3种：桩体加固强度不足、桩体加固深度不够和边坡顶部超载。

2.2.1 桩体加固强度分析

在岩土工程中由于土体参数空间分布的不均匀性等因素，会使得局部区域土体力学性质过于软弱，导致桩体按设计进行施工时其加固强度未达到预期要求，进而引起边坡失稳。因此，为了研究局部桩体加固强度不足对边坡稳定性的影响，本文从坡脚方向开始，由一排桩体加固强度不足逐步向多排桩体加固强度不足考虑，即从侧面说明局部土体力学性质过于软弱时，可能会导致该区域粉喷桩强度未达到设计值。故在模拟中采取极端工况设计，将加固强度不足粉喷桩的强度参数设定成周围土体强度参数，模拟得到的坡脚桩体加固强度不足时边坡水平位移分布云图，见图7。

图7 坡脚桩体加固强度不足时边坡水平位移分布云图

由图7可见：当坡脚一排桩加固强度不足时，整体边坡水平位移的影响范围扩大，开始向土体内部发展，同时边坡水平位移最大值上升为32.8 mm；当坡脚两排桩加固强度不足时，边坡水平位移进一步增大，其最大值为38.2 mm；当坡脚三排桩加固强度不足时，计算结果不收敛，整体边坡水平位移达到米级别，边坡水平位移最大值出现在坡间与坡顶之间，该值远远超过基坑规范允许值，边坡发生了滑坡破坏。

另一方面，边坡塑性区的扩大、贯通也是判断边坡失稳的依据之一。模拟得到的坡脚桩体加固强度不足时边坡塑性区分布云图，见图8。

图8 坡脚桩体加固强度不足时边坡塑性区分布云图

由图8可见：当坡脚一排桩加固强度不足时，边坡塑性区在边坡内部开始扩大，但影响范围有限，同时由于桩体强度不足，坡脚塑性区开始发育；当坡脚两排桩加固强度不足时，边坡塑性区进一步扩大，但没有贯通，此时粉喷桩和坡体依旧处于稳定状态；当坡脚三排桩加固强度不足时，此时边坡塑性区从坡顶到坡脚已经贯通，根据屈服单元的分布范围可以判断边坡的潜在滑面，同时根据图9显示粉喷桩也受到剪切破坏，边坡处于不稳定的状态。

图9 坡脚粉喷桩塑性区分布云图

上述模拟结果表明，导致滑坡发生的原因很有可能是土体空间分布不均匀，局部土体力学性质过于软弱，使得坡脚处粉喷桩按原有设计方案施工时，导致其强度不足，未能达到预期要求。

2.2.2 桩体加固深度分析

通过设计方案和现场土层勘察资料发现，粉喷桩成桩深度为-10.3 m，而在滑坡区域内2-1坚固土层顶部深度主要在-9.8～-10.8 m范围内波动，说明粉喷桩很可能出现没有打入2-1土层的情况，进而引发边坡失稳。故考虑到粉喷桩桩底与2-1土层顶部的相对位置关系，在模拟中设定桩体增长1 m和缩短1 m，模拟得到的桩体增长1 m和缩短1 m时边坡塑性区分布云图，见图10和图11。

图10 桩体增长1 m时边坡塑性区分布云图

图11 桩体缩短1 m时边坡塑性区分布云图

在原有设计方案的基础上，将粉喷桩向下加深1 m，使其插入2-1土层，防止桩体底部与2-1土层之间出现滑移面，同时能够增大加固范围，提升桩体加固边坡的性能。由图10可见，桩体增长1 m后边坡塑性区范围同初始设计方案相比略微减小一些，但没有明显变化，说明增加桩长对该边坡整体稳定性的影响不大。

将粉喷桩桩长缩短1 m，模拟实际工程中桩底没有与2-1土层接触的工况。由图11可见，此时整体边坡内部塑性区范围明显扩大，桩体底部塑性区也已经贯通，但还没有发展到坡脚土体，说明此时边坡处于失稳破坏前较为极限的状态。此外，本次模拟中边坡产生的最大水平位移值达到了41.5 mm，已超过基坑规范允许值。

从上述模拟结果可以看出，增加桩体长度1 m不会明显提高边坡稳定性，但如果桩长减少1 m，即桩体底部如果没有与2-1土层接触，边坡稳定性会较大幅度降低，濒临极限状态，加之现场各类运输车辆通行和大型施工设备的震动影响，边坡易产生失稳破坏。因此，如若桩体加固深度不足，同样可能会导致滑坡的发生。

2.2.3 边坡顶部荷载分析

根据现场调查分析，以设计单位给出的临界荷载30 kPa(初始设计方案数据)为基础，逐步增加边坡顶部荷载至60 kPa时，模拟得到的边坡和粉喷桩塑性区分布云图，见图12。

图12 边坡顶部荷载为60 kPa时边坡和粉喷桩塑性区分布云图

由图12可见，边坡顶部与底部出现塑性区贯通，粉喷桩发生剪切破坏，出现了潜在滑动面。本次模拟中边坡产生的最大水平位移值为445.6 mm，远远超过基坑规范允许值，表明边坡已经发生了失稳破坏。

但是，在对现场施工车辆荷载进行核查后发现，车辆引起的荷载最大值没有超过30 kPa，因此超载不是引起本次边坡失稳破坏的主要原因。

通过数值模拟并结合实际边坡破坏模式分析，发现导致边坡失稳破坏的主要因素为桩体加固强度不足和桩体加固深度不够，而施工现场边坡上方的荷载不足以引发本次滑坡。因此，本次边坡失稳破坏的主要原因为施工范围内土体物理力学参数和土层深度分布不均，导致桩体加固强度和加固深度不足，最终引发了滑坡。

3 边坡加固设计优化方案

根据极端工况即坡脚三排桩体加固强度不足和桩体加固深度不足这两种情况，本文提出了3种边坡加固设计优化方案并进行了模拟分析。3种优化方案分别为在坡脚加入反压土、坡脚增加排桩和对坡脚土体进行二次加固。

3.1 桩体加固强度不足的优化方案设计

3.1.1 坡脚加入反压土

针对坡脚三排桩体加固强度不足问题并结合现场实况，采取在坡脚处增加底边长为5 m、高度为2 m、坡比为1∶2尺寸的反压土方案，反压土取自前期工程开挖的2-1土层，模拟其对边坡稳定性的影响，模拟结果见图13。

图13 坡脚三排桩体加固强度不足时坡脚加入反压土后边坡塑性区分布云图

由图13可见，当坡脚三排桩体加固强度不足时，计算结果不收敛，边坡已经破坏；而在坡脚加入反压土后，边坡塑性区范围迅速减小，边坡塑性区仅在坡体内部和坡脚处部分产生，没有发生贯通现象，表明此时边坡处于稳定状态。本次模拟中边坡产生的最大水平位移值为10.8 mm，在基坑规范允许值以内。该模拟结果表明，在坡脚三排桩体加固强度不足时坡脚加入反压土对边坡起到了非常明显的加固效果。

3.1.2 坡脚增加排桩

采取在坡脚部位新增加一排粉喷桩的方案，模拟其对边坡稳定性影响，模拟结果见图14。

图14 坡脚三排桩体加固强度不足时坡脚增加排桩后边坡塑性区分布云图

由图14可见，在坡脚增加一排桩体后，计算结果仍然不收敛，边坡塑性区范围没有太大变化，但边坡塑性区在坡顶和坡脚之间完全贯通，存在潜在滑面。该模拟结果表明，在坡脚原本三排桩加固强度不足情况下，多增加一排桩对边坡的加固效果不理想。

3.1.3 加固坡脚土体

通过提高坡脚强度参数加固土体，即对施工便道下方4 m土体进行二次加固的方案,模拟其对边坡稳定性的影响，模拟结果见图15。

图15 坡脚三排桩体加固强度不足时加固坡脚土体后边坡塑性区分布云图

由图15可见，在坡脚三排桩体加固强度不足时，进一步加固坡脚强度对边坡基本没有加固的效果，计算结果不收敛，边坡内部塑性区完全贯通。该模拟结果表明，该方案对边坡的加固效果不理想。

3.2 桩体加固深度不够的优化方案设计

3.2.1 坡脚加入反压土

在坡脚加入与3.1.1节相同规格的反压土，模拟其对边坡稳定性的影响，模拟结果见图16。

图16 坡脚三排桩体加固深度不足时坡脚加入反压土后边坡塑性区云图

由图16可见，加入反压土后，边坡塑性区范围明显减小，尤其是坡脚处的塑性区几乎完全消失，仅在桩体底部有所分布。在本次模拟中边坡产生的最大水平位移为2.7 mm，在基坑规模允许值以内。该模拟结果表明，在坡脚三排桩体加固深度不足时，在坡脚加入反压土能起到良好的支护作用，提高了边坡的稳定性。

3.2.2 坡脚增加排桩

在坡脚处增加一排粉喷桩，模拟其对边坡稳定性影响，模拟结果见图17。

图17 坡脚三排桩体加固深度不足时增加排桩后边坡塑性区分布云图

由图17可见，坡脚多增加一排桩体后，边坡塑性区范围也迅速缩小，该模拟结果与坡脚加入反压土方案的模拟结果相似，能对边坡起到良好的支护作用。

3.2.3 加固坡脚土体

通过加固坡脚土体，提高其强度参数，模拟其对边坡稳定性的影响，模拟结果见图18。

图18 坡脚三排桩体加固深度不足时加固坡脚土体后边坡塑性区分布云图

由图18可见，提高坡脚土体强度参数后，边坡塑性区范围相比优化前明显减小，表明该方案能对边坡起到良好的加固效果。

综上所述，当坡脚处原有桩体加固强度不足时，额外增设排桩数目和进一步加固坡脚土体两种优化方案对边坡均不能起到应有的支护作用，边坡仍然会发生失稳破坏，而在坡脚处加入反压土后则能明显减小边坡的水平位移，同时边坡塑性区范围也明显缩小，说明在坡脚处加入反压土的优化方案能在该不利工况下起到良好的稳定边坡的效果；当桩体加固深度不足时，3种优化方案对边坡均能起到较为良好的支护作用。因此，综合各优化方案比选结果来看，在坡脚处加入反压土对原边坡进行加固为最适宜方案。

3.3 后续监测验证

依据方案比选结果，施工方对现场滑坡事故进行处理后，采取在坡脚处加入反压土的优化方案对边坡进行了加固，同时对边坡后续水平位移的发展趋势进行了监测。监测位置选取为本次滑坡水平位移最远处，即K26+372剖面，其监测结果见图19。

图19 加固后边坡水平位移

由图19可见，边坡最大水平位移监测数据为4.5 mm，约在距坡顶5.5 m处，加固后边坡整体变形幅度在基坑规范允许值以内，边坡处于稳定状态。本次优化模拟数据是在桩体加固深度不足工况下得到的，加固后边坡水平位移监测曲线与模拟曲线拟合良好，边坡水平位移监测值整体相比于模拟值大1 mm左右，说明在坡脚处加入反压土的优化方案能够对边坡起到良好的支护作用。

4 结 论

本文基于太湖隧道施工过程中出现的某处滑坡，结合现场滑坡破坏模式调查与数值模拟结果，探讨了各种不利条件下可能出现的滑坡坡坏模式，揭示了滑坡发生的可能成因，并提出了相应的边坡加固设计优化方案，得到结论如下：

(1) 通过现场对滑坡发生机制的调查研究，提出了3种可能导致边坡失稳破坏的原因并进行了模拟分析，结果发现本次滑坡发生的主要原因可能为土体空间分布不均匀引起局部区域土体力学性能较差、土层分布不均，致使桩体按设计施工时,加固强度和加固深度未达到预期效果。

(2) 针对边坡破坏产生的机制成因，提出了3种改善不利工况的优化方案，并分别进行了模拟对比分析。结果表明：在坡脚加入反压土可以在桩体加固强度不足时明显降低边坡水平位移，使得边坡最大水平位移值从不收敛降低至10.8 mm，大大提高了边坡稳定性；在桩体加固深度不足时，在坡脚加入反压土会使边坡最大水平位移值降低至2.7 mm，对边坡也能起到了良好的加固效果。通过后续持续监测，结果表明该优化设计方案对边坡的加固效果良好。

(3) 本次研究先确定滑坡破坏模式，再针对不利工况，拟定优化方案，研究成果可以提高软土深基坑边坡稳定性，减小事故发生的可能性，对相似工程具有一定的参考意义和实用价值。