李春峰 羅 勇 曾 耀

（貴州省交通規(guī)劃勘察設計研究院股份有限公司 貴陽 550001）

公路特大橋岸坡穩(wěn)定性問題是控制特大橋建設的關鍵因素。抵母河特大橋都格岸工程地質條件復雜，本文以都格岸岸坡為研究對象，對其穩(wěn)定性進行研究。橋型方案為懸索橋，樁號范圍K158＋533．965～K159＋460．643，主塔（墩）K158＋730、K159＋268，主跨538m，采用門型索塔，群樁基礎。橋梁荷載：橋梁豎向力N1＝900 600kN、順橋向水平力N2＝±29 590kN。橫橋單位寬度上，橋梁荷載為豎向力：n1＝N1／（4×2．8）＝80 410kN。順橋向水平力：n2＝N2／（4×2．8）＝±2 642kN。

首先對橋區(qū)進行詳細的調查，查明橋區(qū)的工程地質條件。根據橋區(qū)的地質條件，建立穩(wěn)定性計算模型，計算各種工況下岸坡的穩(wěn)定性；然后基于快速拉格朗日有限差分法（FLAC3D），建立數值模擬模型，模擬各種工況下岸坡的位移，為橋梁設計提供數據；最后根據上述方法計算分析結果，綜合分析岸坡穩(wěn)定性。

1 岸坡地質條件

1．1 工程地質條件

（1）地形地貌。抵拇河特大橋位于深切的V形河谷。都格岸岸坡較陡，坡口陡崖高度300～400m，河流岸坡總體走向138°，陡崖走向160°，近垂直。

（2）地層巖性。抵母河特大橋橋區(qū)上覆殘坡積層粘土（Qel＋dl）、崩塌和錯落堆積的塊石土（Qc），下伏地層為二疊系下統(tǒng)棲霞組、茅口組（P1q＋m）含燧石灰?guī)r、角礫巖，梁山組（P1l）泥巖、石英砂巖；石炭系中上統(tǒng)黃龍組、馬平組（C2－3h＋m）灰?guī)r。

（3）地質構造及地震。橋區(qū)位于六盤水斷陷盆地威寧北西向構造變形區(qū)東部，共有6條斷層分布，均為非活動性斷層，僅F2斷層經過橋位。F2位于 K159＋108，傾向70°～100°，傾角80°，破碎帶寬3～20m，由灰?guī)r、含燧石灰?guī)r角礫、碎塊、炭質泥巖透鏡體及鈣、泥質膠結物組成，膠結大多較差，為壓性斷層。

受斷層影響，橋區(qū)巖層產狀變化大，場區(qū)總體傾向NE，傾角緩，以F2斷層為界，上盤地層綜合產狀K線為50°∠20°，下盤地層綜合產狀K線為32°∠25°；都格岸為順向緩傾。橋區(qū)巖體節(jié)理也較發(fā)育，傾角陡，主要節(jié)理有3組，即走向10°～30°，80°～110°，320°～340°。

根據國家地震局頒布的《中國地震動力參數區(qū)劃圖》（GB 18306－2001），場區(qū)地震動反應譜特征周期為0．35s，地震動峰值加速度系數為0．05g，場區(qū)地震基本烈度為VI度。

1．2 水文地質條件

橋區(qū)內地下水類型為碳酸鹽巖巖溶水、基巖裂隙水和第四系松散層孔隙水3種，地下水總體由東西兩側坡體向抵母河內排泄。

（1）松散層孔隙水。含水層為第四系坡殘積物，具季節(jié)性，干旱時不含水，富水性差。

（2）基巖裂隙水。含水巖組為二疊系下統(tǒng)梁山組（P1l）石英砂巖、泥巖，地下水以大氣降水通過地表風化裂隙滲透，沿層間裂隙和構造裂隙徑流，向地勢低洼部位以泉的形式排泄。

（3）碳酸鹽巖巖溶水。含水層為二疊系下統(tǒng)棲霞組、茅口組（P1q＋m）含燧石灰?guī)r、石炭系中上統(tǒng)黃龍組、馬平組（C2－3h＋m）灰?guī)r，該兩含水層在橋位區(qū)因斷層作用合二為一。大氣降水沿溶隙、落水洞滲入補給，以溶隙、溶洞及暗河形式賦存運移。由于抵母河河谷深切，地下水排泄基面低，該層地下水位埋深大，補給途徑較遠，富水性中等～強。

1．3 溶蝕裂隙深度確定

都格岸發(fā)育可能影響岸坡穩(wěn)定的深裂隙，分別是K159＋255附近和K159＋350附近。

（1）勘察合理計算深度。根據勘察結果，以勘察溶蝕裂隙深度的2．5倍（確保安全）進行計算，即勘察合理計算深度。都格岸K159＋255，K159＋350位置溶蝕裂隙勘察合理計算深度見表1。

表1 裂隙計算深度取值表 m

（2）極端條件下計算深度。根據岸坡地形地貌及大型結構面發(fā)育情況，考慮到裂隙深切岸坡的可能性，設定裂隙極端條件下的切割深度，即極端條件下計算深度。都格岸K159＋255、K159＋350位置溶蝕裂隙極端條件下計算深度見表2。

表2 極端條件下裂隙計算深度取值表 m

2 岸坡剛體極限平衡穩(wěn)定性計算

2．1 計算模型及方法

根據都格岸的工程地質條件，都格岸穩(wěn)定性主要由K159＋255及K159＋335～K159＋355溶蝕裂隙、岸坡順坡向軟弱層面控制，故計算模型見圖1。計算方法采用傳遞系數法、Bishop法及Jianbu法［1］。

圖1 都格岸岸坡穩(wěn)定性計算模型

2．2 工況及荷載

工況1。岸坡自重＋橋梁荷載。

工況2。岸坡自重＋橋梁荷載＋地震。

工況3。岸坡自重＋橋梁荷載＋暴雨（暴雨期間岸坡裂隙水頭20m）。

2．3 巖體力學參數

根據工程地質勘察、室內外試驗、工程地質類比及反演計算分析等方法綜合確定巖體力學參數取值，見表3。

表3 巖體力學參數取值表

2．4 計算結果

都格岸兩處裂隙的切割深度對岸坡穩(wěn)定性的影響很大。為綜合研究岸坡的穩(wěn)定性，按2種深度進行計算。

（1）裂隙勘察計算深度計算結果顯示，岸坡安全系數普遍較高，符合設置主塔的岸坡穩(wěn)定性要求，其中各主塔位置最低安全系數見表4。

表4 裂隙勘察合理計算深度最低安全系數

（2）裂隙極端計算深度計算結果顯示，K159＋268位置往大樁號岸坡安全系數在1．2以上，符合設置主塔的岸坡穩(wěn)定性要求，各主塔位置最低安全系數見表5。

表5 裂隙極端計算深度最低安全系數

3 岸坡數值模擬

3．1 數值模型

本文應用快速拉格朗日有限差分法（FLAC3D），采用平面應變彈塑性力學模型，剖面厚度為單位厚度（1m）。假設橋塔位置K159＋268及K159＋298。考慮大橋主塔置入岸坡深度45m，主塔寬度10m。模型左右邊界加水平向約束，底面邊界加豎向約束，上邊界為自由邊界［2－4］，數值模擬模型見圖2。模擬分2種工況：工況一，岸坡自重＋橋梁荷載；工況二，岸坡自重＋橋梁荷載＋地震荷載。地震荷載下，采用FLAC3D動力學模型，施加水平向加速度0．1 g。

圖2 都格岸岸坡數值模擬模型

3．2 數值模擬結果及分析

（1）都格岸K159＋298主塔

工況一。大橋主塔引起的岸坡位移場略微向岸坡外側延伸。主塔下部巖體塑性區(qū)不明顯，巖體最大位移小于3．52mm，距離主塔樁基下部位置大于5m的岸坡巖體，位移值小于3．0mm，坡口位移值小于1．8mm。位移值向坡口方向逐漸減小，位移逐漸收斂。

工況二。岸坡坡口位移較大。主塔附近巖體未形成連續(xù)塑性區(qū)，岸坡坡口最大位移小于60 mm，主塔附近位移值小于50mm。

結果顯示，大橋都格岸K159＋298m主塔在2種工況下，岸坡均不會發(fā)生整體破壞。

（2）都格岸K159＋268主塔

工況一。大橋主塔引起的岸坡位移場略微向岸坡外側延伸。主塔下部巖體塑性區(qū)不明顯，巖體最大位移小于4．61mm，距離主塔樁基下部位置大于5m的岸坡巖體，位移值小于3．4mm，坡口位移值小于2．2mm。位移值向坡口方向逐漸減小，位移逐漸收斂。

工況二。岸坡坡口位移較大。主塔附近巖體未形成連續(xù)塑性區(qū)，岸坡坡口最大位移小于60 mm，主塔附近位移值小于50mm。

結果顯示，大橋都格岸K159＋268主塔在2種工況下位移值均較小，岸坡不會發(fā)生整體破壞。

4 結論

（1）剛體極限平衡法計算結果顯示，若主塔設在 K159＋268，K159＋278，K159＋288，K159＋298m位置，其岸坡穩(wěn)定性均符合抵母河岸坡安全控制標準。

（2）數值模擬結果顯示，K159＋268，K159＋298m位置岸坡變形在60mm以內。

（3）K159＋268臨近溶蝕裂隙，主塔位置由K159＋268移至K159＋288是基本適合的。

［1］ 陳祖煜，汪小剛，楊 ?。畮r質邊坡穩(wěn)定分析：原理·方法·程序［M］．北京：中國水利水電出版社，2005．

［2］ 杜宇本，鄭 光，蔣良文，等．大瑞鐵路瀾滄江大橋工程邊坡穩(wěn)定性三維數值模擬分析［J］．地質力學學報，2010，16（1）：108－114．

［3］ 萬 川．納界河特大橋橋址岸坡巖體穩(wěn)定性數值分析［J］．路基工程，2011，156（3）：136－139．

［4］ 任青文．巖體破壞分析方法的研究進展［J］．巖石力學與工程學報，2001，20（S2）：1303－1309．