任佳麗，龔 泉，姜志全，汪 洋，趙 亮

(1.長江科學院水利部巖土力學與工程重點實驗室，武漢 430010;2.湖北鹽業(yè)集團有限公司，武漢 430021)

加筋土擋墻是利用加筋土技術修筑的支擋結構物，利用加筋材料與土之間的摩擦作用，改善土體的變形條件和提高土體的工程性能，從而達到穩(wěn)定和增強土體的目的。由于加筋土擋墻具有造價低廉、施工簡便、節(jié)約占地、抗震性強、造型美觀等特點，其工程應用得到飛速發(fā)展［1－2］。然而，目前國內(nèi)外加筋土擋墻的研究和設計水平基本上都控制在20m以下且多以單級擋墻為主，我國部分規(guī)范也將加筋土擋墻的墻高限制在12m以內(nèi)。隨著我國水利水電、交通運輸?shù)刃袠I(yè)的迅猛發(fā)展，國內(nèi)先后出現(xiàn)了云南楚大高速公路43.75m高加筋土擋墻、四川錦屏一級水電站52.5m高加筋擋土墻、三峽移民工程巫山新城57 m高加筋土擋墻、廣西河池機場55m高加筋土擋墻、湖北神農(nóng)架機場61m高加筋土擋墻等［3－4］。這些超高擋墻的工程應用遠遠超過了擋墻本身的理論研究和設計方法分析。目前工程技術人員在進行超高加筋土擋墻設計時往往采用單級加筋土擋墻的設計理論與方法，使得安全系數(shù)偏大或偏小，導致設計不合理［5］。

本文以神農(nóng)架機場高加筋土擋墻為例，采用極限平衡法進行方案設計，利用強度折減有限元法對設計方案進行修正和安全驗證，并在高擋墻關鍵部位布設監(jiān)測斷面，對施工中和運行期擋墻的變形和應力進行監(jiān)測。

1 工程概況

神農(nóng)架民用機場為國內(nèi)支線機場，飛行區(qū)等級為4C，跑道長度為2 800m，寬45m。機場場址位于神農(nóng)架林區(qū)紅坪鎮(zhèn)溫水村五組大草坪－將軍寨一帶，場地在獨立的狹長山脊之上，由5個高程2 600m左右的山包組成，被譽為全國最美的生態(tài)機場。該機場原始地形復雜，山高坡陡，在飛行區(qū)平整范圍有11段獨立的填方邊坡，邊坡總長度2 600m，最大填土高度72m，平均填土高度50m。對于填筑高度大、原始地形復雜、坡率法收坡困難的區(qū)域，經(jīng)反復論證和多方案比選后，擬采用加筋土擋墻進行處理。

2 擋墻設計方案

2.1 擋墻斷面設計

選擇I區(qū)DB4500斷面進行分析，具體位置和監(jiān)測布置情況見圖1，該區(qū)域擋墻最高為61m，長度為600m。經(jīng)過反復計算和驗證，決定采用一級10m放坡+4級擋墻的加筋土擋墻模式。具體方案為:擋墻上部采用1∶2.5放坡，坡高10m;下部設4級擋墻，自上而下高分別為10.4，10.4，10.4，6.4m，每級加筋土擋墻間設3 m寬馬道，擋墻下部設置漿砌石基礎，漿砌石基礎頂面寬度不小于0.4H(H為邊坡高度)，基礎底部中風化基巖承載力不小于800kPa，設計斷面示意圖如圖2所示。

圖1 DB4500斷面位置和監(jiān)測布置Fig.1 The location of section DB4500

圖2 DB4500設計斷面圖Fig.2 Design profile of DB4500

2.2 筋材、面板及填料選取

筋材采用高密度聚乙烯格柵HDPE170，具體技術指標見表1。從上往下，第1級擋墻筋帶長度32m，鋪設間距0.8 m;第2級擋墻筋帶長度36m，鋪設間距0.4m;第3，4 級擋墻筋帶長度40m，鋪設間距0.4m;1∶2.5邊坡區(qū)筋帶長度16m，間距1.6m。

加筋土擋墻面板采用加筋石籠，石籠寬度2m，長度為3 m，高度根據(jù)筋材層間距要求采用0.8 m，中間每隔1m設置隔板，鋼絲表面要求進行鍍鋅覆塑防腐處理，鋼絲延伸率不低于10%，網(wǎng)面抗拉強度不低于50 kN/m，石料填充率不小于75%。

表1 土工格柵參數(shù)Table 1 Parameters of geogrid

擋墻填筑體及上部邊坡填筑體均采用級配石渣料，其干重度為22 kN/m3，內(nèi)摩擦角計算取值為35°，黏聚力為5kPa。要求填料最大粒徑不得大于15cm，大于100mm的顆粒含量不超過總質量的20%，含泥量不大于7%。要求級配良好，不均勻系數(shù)Cu=5，曲率系數(shù)CC=1～3。

3 基于極限平衡法的擋墻穩(wěn)定性分析

3.1 擋墻潛在破裂面的確定

潛在滑動面是擋墻內(nèi)部應變最大值的連線，滑動面的位置受筋材的拉力、長度和填筑料的類型、壓實度等因素的影響，很難根據(jù)經(jīng)驗準確確定某個擋墻滑動面的位置，然而滑動面的位置是加筋擋墻內(nèi)部穩(wěn)定性和外部穩(wěn)定性計算的關鍵，直接影響擋墻設計方案的確定。為了方便設計，需提前假定一個滑動面。在前人研究的基礎上，結合本工程的特點，假定滑動面為雙折線型:即上部線段斜率為擋墻的等效坡比，上部線段第1點位置為坡肩點向內(nèi)0.3H處，第2點位置為上部線段與0.3H高程線的交點，下部線段為第2點與坡腳的連線。

3.2 內(nèi)部穩(wěn)定性分析

3.2.1 等效荷載計算

擋墻穩(wěn)定性計算過程中考慮的荷載主要有加筋體重力和加筋體上填土重力。路堤式擋土墻加筋體上填土重力應換算成等代均布土層厚度計算［6］，等效厚度為

式中:H為擋墻高度，取37.6m;m為最上級邊坡坡率，取1∶1.25;bb為馬道寬，取3 m;h1為計算等代均布土層厚度，當h1大于加筋體上放坡高度時，取實際放坡高度計算，則h1值取10m。

3.2.2 筋帶抗拉斷穩(wěn)定性驗算

單位墻寬內(nèi)每層筋材的最大拉力為

式中:Ki為加筋體內(nèi)深度zi處的土壓力系數(shù);γ1為加筋體內(nèi)填筑體重度(kN/m3);γ2為上部邊坡填筑體重度(kN/m3);zi為計算點到擋墻頂部距離(m);Sy為加筋層的垂直間距(m)。

為避免筋材拉斷，需滿足Ti＜Ta(Ta為加筋材料設計容許抗拉強度)。利用下式計算Ta:

式中:T為筋帶極限抗拉強度(kN/m);F為筋帶強度綜合折減系數(shù)，取3.5;FiD為鋪設時機械破壞影響系數(shù);FcR為材料蠕變影響系數(shù);FcD為化學劑破壞影響系數(shù);FbD為生物破壞影響系數(shù)。由公式(3)可得Ta值為48.6 kN/m。

利用公式(2)得到擋墻筋材的最大拉力值為90.7 kN/m，大于筋材的容許抗拉強度。然而國內(nèi)很多學者對加筋土擋墻應力應變監(jiān)測結果進行了分析，得出擋墻筋材實際發(fā)生的應變很小，筋材所受的拉力遠遠小于極限平衡法計算的值［7］。為了設計合理性，本擋墻筋帶最大拉力Ti采用有限元計算結果。

3.2.3 筋帶抗拔穩(wěn)定性驗算

某層筋帶抗拔力Tpi和抗拔安全系數(shù)Fs的計算公式分別為:

式中:L1i為第i層錨固段筋帶長度;f為筋帶與填料的似摩擦因數(shù);bi為第i單元筋帶寬度之和(m)。

由公式(4)和公式(5)可得，F(xiàn)s值在4.7～37.5范圍內(nèi)，平均值為22.7，大于規(guī)范［6］規(guī)定的2.0，因此筋帶抗拔穩(wěn)定性滿足要求。

3.2.4 筋帶長度的確定

加筋體的筋帶長度計算公式為

式中:Li為筋帶總長度(m);L2i為活動區(qū)筋帶長度(m);Lwi為筋材與石籠連接所需長度(m)。

對于高擋墻，筋帶的長度不僅要滿足抗拔穩(wěn)定性要求，還需滿足外部穩(wěn)定性要求，另外根據(jù)《鐵路路基支擋結構設計規(guī)范》(TB10025—2001)筋帶長度不應小于0.6H，根據(jù)規(guī)范［6］規(guī)定，擋墻底部筋帶長度不應小于0.4H。

3.3 外部穩(wěn)定性分析

加筋土擋墻外部穩(wěn)定性主要包括基底抗滑動穩(wěn)定性、抗傾覆穩(wěn)定性、整體穩(wěn)定性等方面，計算過程中將加筋部分作為整體進行分析，當穩(wěn)定性不滿足要求時需增加筋帶長度或筋帶強度。因擋墻漿砌石基礎直接坐落在中風化基巖上，基石承載力滿足設計要求，不再進行地基承載力分析。

3.3.1 抗滑穩(wěn)定性分析

將加筋土體作為一個整體，抗滑動穩(wěn)定安全系數(shù)Kc計算公式為

4.城鄉(xiāng)居民基本醫(yī)療保險。參保個人繳費采取銀行托收方式，社保機構與各類商業(yè)銀行簽訂托收城鄉(xiāng)居民基本醫(yī)療保險費協(xié)議，簽約銀行從參保人員銀行賬戶中按戶托收個人應繳納的基本醫(yī)療保險費，并轉存到社保機構指定的專用戶頭。在校學生以學校為單位統(tǒng)一組織繳費，由所在學校托收代繳；或通過與銀行簽約從在校學生銀行賬戶中托收個人應繳納的基本醫(yī)療保險費。

式中:ΣVμ為抗滑力之和;ΣH為滑動力之和;G為擋墻重力;Eay為主動土壓力豎直分力;EaH為主動土壓力水平分力;Eb為墻前被動土壓力;μ為基底摩擦因數(shù)，即墻基底與地基土之間的摩擦因數(shù)，取0.4。

利用公式(7)計算可知擋墻底部總抗滑力為14 007 kN，總滑動力為9 934 kN，抗滑動穩(wěn)定安全系數(shù)為1.41，大于設計要求的1.30。

3.3.2 抗傾覆穩(wěn)定性分析

抗傾覆穩(wěn)定安全系數(shù)Kt計算公式如下:

式中:ΣMb為抗傾覆力矩之和;為傾覆力矩之和;e1，e2分別為墻重和主動土壓力的豎直分力對腳趾的力臂;z1，z2分別為主動土壓力的水平分力和被動土壓力對腳趾的力臂。

利用公式(8)計算可知總抗傾覆力矩為897 251 kN·m，總傾覆力矩為94 912 kN·m，抗滑安全系數(shù)為9.45，大于規(guī)范要求的1.5。

3.3.3 整體穩(wěn)定性分析

整體穩(wěn)定性分析的目的在于確定潛在滑動面的安全系數(shù)，加筋土擋墻的整體穩(wěn)定性安全系數(shù)按照下式計算:

式中:ci為第i土條的黏聚力(kPa);xi為第i土條的滑弧(m);Wi為第 i土條重力(kN);αi為第i土條滑動弧法線與垂直線的夾角(°);φi為第i土條滑動面處內(nèi)摩擦角(°)。

計算過程中考慮滑動面在加筋體外側和滑動面穿過加筋體2種情況，共計算了10組滑動面，最小安全系數(shù)值為1.31。

4 設計方案的有限元分析

采用Plaxis有限元軟件，利用強度折減理論對設計方案進行修正和安全穩(wěn)定性驗證，模型采用Mohr-Coulomb理想彈塑性屈服準則，筋材與填筑體之間的界面摩擦因數(shù)Rinter取0.67，筋帶軸向剛度取2 000，計算得到的滑動面如圖3所示，安全系數(shù)為1.432，大于公式(9)計算得到的最小安全系數(shù)，安全系數(shù)時程曲線如圖4所示。

圖3 滑動面分布圖Fig.3 Distribution of slip plane

由圖3可知:有限元計算得出的滑動面位置與第3.1節(jié)假定的擋墻潛在破裂面位置相近，說明前面假定是可行的。

圖5為位移和應力分布圖。由圖5(a)可知，加筋土擋墻內(nèi)部水平位移分布情況，水平位移最大值為0.469 m，發(fā)生在第2級擋墻上部，位移值向兩端逐漸減小。

圖4 安全系數(shù)曲線圖Fig.4 Curve of safety factor

由圖5(b)可知，擋墻內(nèi)部豎向應力分布情況，靠近臨空面附近的垂直應力小于同高程擋墻內(nèi)部的應力值;沿筋帶向內(nèi)，垂直應力逐漸趨于定值，擋墻上部約1/2筋長后垂直應力趨于定值，沿擋墻往下趨于定值的位置離臨空面越遠。

由圖5(c)可知，擋墻內(nèi)部水平應力分布情況，靠近臨空面附近的水平應力小于同高程擋墻內(nèi)部的應力值，減小幅度小于垂直應力，在筋帶末端后水平應力值趨于定值。

圖5 位移和應力分布圖Fig.5 Distribution of displacement and stress

根據(jù)計算結果可知，從上往下第1級擋墻筋帶最大值為22.72 kN/m;第2級擋墻筋帶最大值為28.85 kN/m;第3級擋墻筋帶最大值為42.2 kN/m，該層筋帶沿鋪設深度軸力分布圖見圖6;第4級擋墻中部筋帶最大值為40.21 kN/m。擋墻筋帶最大拉力值發(fā)生在第3級擋墻中下部，其值為42.2 kN/m，小于筋帶的容許抗拉強度48.6 kN/m，因此滿足設計要求。

圖6 筋帶軸力分布圖Fig.6 Distribution of axial force of geogrid ribbon

5 監(jiān)測成果分析

為確保擋墻的安全穩(wěn)定，在擋墻的典型部位布置了2個監(jiān)測斷面，監(jiān)測項目有:原地面沉降監(jiān)測、邊樁監(jiān)測、深層水平位移監(jiān)測、土壓力監(jiān)測及格柵應力應變監(jiān)測。

截止2012年11月份，監(jiān)測成果為:

(1)原地面總沉降量為11.6～44.09mm，沉降速率0.08～0.09mm/d，根據(jù)圖 7(a)沉降變化曲線可知，目前總沉降量較小，沉降速率呈逐漸減小趨勢。

(2)邊樁共布置4根，BZ23和BZ26布置在第2級馬道上，總水平位移值為96.45～117.25mm，變形速率為0.08～0.11mm/d;BZ24和BZ27布置在邊坡坡腳處，水平位移值19.9～21.1mm，變形速率為0.01mm/d。根據(jù)圖7(b)邊樁水平位移變化曲線可知，目前水平位移值較小，水平位移變形速率呈收斂趨勢。

(3)測斜累計最大位移值為65.4mm，發(fā)生在第2級擋墻處，與數(shù)值計算的最大位移值的位置接近，因測斜埋設在加筋體內(nèi)側，所以測量值較小。

(4)位移計監(jiān)測成果見圖8(a)，由圖可知，筋材兩端變形大，中間變形小，位移計變形值在0～2.48mm范圍內(nèi)，其最大值發(fā)生在第2級擋墻上部;筋帶最大應變值小于1.5%，說明目前筋帶受到拉力較小。

(5)土壓力監(jiān)測成果見圖8(b)，由圖可知，垂直應力沿深度呈增大趨勢，但實測值基本都小于理論計算值，說明拉筋改變了土體結構，減少了垂直應力。

綜上所述，筋帶應變、擋墻水平位移等監(jiān)測值比計算值小，主要原因可能為:①目前筋材蠕變較小，其實際強度、剛度比計算時取值要大，因而目前的應變較小;②隨著時間的推移，筋材的蠕變增大，強度、剛度逐漸接近計算取值，其應變也將逐漸增大。

圖7 沉降和位移時程曲線Fig.7 Time-history curves of settlement and displacement

圖8 格柵變形和土壓力監(jiān)測成果Fig.8 Monitoring results of geogrid deformation and soil pressure

6 結論

(1)神農(nóng)架機場高加筋土擋墻工程已經(jīng)施工完成，良好的施工效果證明綜合采用極限平衡理論和強度折減有限元法進行高加筋土擋墻設計是合理的。

(2)在進行筋帶抗斷裂驗算時，擋墻極限平衡法計算得到的筋帶最大拉力值是有限元計算值的2倍，根據(jù)筋材應變監(jiān)測結果可知，筋材的最大應變值小于1.5%，筋材受力很小，說明采用有限元計算的筋帶拉力值進行設計更合理。

(3)有限元計算得出筋帶的變形分布規(guī)律與位移計監(jiān)測規(guī)律一致:筋帶兩端變形大，中間變形小，該規(guī)律可用于以后的設計工作中。

(4)有限元計算的豎向應力值和土壓力監(jiān)測的豎向應力值均小于極限平衡理論計算結果，說明由于筋帶的存在改變了土體結構，減少了垂直應力。

目前國內(nèi)高加筋土擋墻的理論研究和設計方法研究較少，該高加筋土擋墻的成功案例可為類似擋墻的設計提供借鑒。

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