石天文
(貴州省交通巖土工程有限責(zé)任公司)
烏木鋪高邊坡位于貴州省畢節(jié)至威寧高速公路第5 合同段,全長520 m。路段位于赫章縣野馬川鎮(zhèn)烏木鋪村,自然坡橫坡向高陡,坡高約500 m,坡度約60°。坡體上覆第四系殘坡積(Qel + dl)粉質(zhì)粘土,下伏二疊系下統(tǒng)茅口組(P1m)灰?guī)r。工程區(qū)有一條大的斷層(即野馬川斷層(Fx)),區(qū)域性野馬川斷層從高邊坡的右側(cè)通過,工程區(qū)受斷層影響,邊坡巖體較破碎,節(jié)理、裂隙發(fā)育,巖層及結(jié)構(gòu)面產(chǎn)狀變化較大。烏木鋪高邊坡整體立面圖如圖1 所示。
根據(jù)開挖坡面基巖露頭量測統(tǒng)計,場區(qū)構(gòu)造節(jié)理裂隙主要發(fā)育有3 組:Ⅰ組節(jié)理裂隙:其產(chǎn)狀為20~70° <70~90°,間距0.2~2 m,每平方米發(fā)育2~5 條,該組裂隙延伸長,部份貫穿巖體至坡腳處。Ⅱ組節(jié)理裂隙:其產(chǎn)狀為340~30°<40~60°的節(jié)理裂隙(J2)與邊坡走向一致,間距0.2~3 m,每平方米1~3 條,裂面較平整,呈微張~閉合,張開度為5~10 mm,裂面間見少量黃色粘土充填。該組節(jié)理裂隙為場區(qū)控制性節(jié)理裂隙。Ⅱ組與Ⅰ組裂隙將邊坡巖體切割成塊狀。Ⅲ組裂隙:其產(chǎn)狀為120~160° <20~60°,間距大,呈不規(guī)則分布,該組裂隙對邊坡巖體作了進(jìn)一步的切割。
根據(jù)國家地震局頒布的《中國地震動參數(shù)區(qū)劃圖》(GB 18306-2001),場區(qū)地震動反應(yīng)譜特征周期為0.35 s,地震動峰值加速度值為0.05 g,場區(qū)地震基本烈度為Ⅵ度。據(jù)地質(zhì)調(diào)繪,場區(qū)主要巖土層有:粉質(zhì)粘土(Qel +dl)的覆蓋層;基巖:場下伏基巖為二疊系下統(tǒng)茅口組(P1m)灰?guī)r;強(qiáng)風(fēng)化層:灰色,中厚~厚層狀,節(jié)理裂隙發(fā)育,場區(qū)均有分布。中風(fēng)化層:灰色,中厚~厚層狀,局部節(jié)理裂隙發(fā)育,方解石脈充填,巖體較完整,巖質(zhì)較硬。水文地質(zhì)條件較為簡單,場區(qū)地下水為碳酸鹽巖巖溶水,地下水埋藏較深。
Ⅰ組節(jié)理裂隙(J1)在坡體內(nèi)分布范圍較廣,局部地方密度較大,形成節(jié)理裂隙密集帶,破壞了巖體的完整性,潛在的滑體被該組結(jié)構(gòu)面切割成為斷續(xù)狀。在開挖過程中,受施工擾動影響,與J2組結(jié)構(gòu)面和間或出現(xiàn)的小型溶槽(洞)組合,局部巖體易于出現(xiàn)垮塌與滑動。由于J2組(Ⅱ組節(jié)理裂隙)結(jié)構(gòu)面大體上順坡向,使其可能成為高邊坡發(fā)生局部或者整體滑動破壞的潛在滑面。因此,J2組節(jié)理面的傾角與強(qiáng)度很大程度上決定了坡體的穩(wěn)定性。Ⅲ組節(jié)理裂隙(J3)在坡面出現(xiàn)的頻率較低,但局部密度較大區(qū)域形成節(jié)理裂隙密集帶,破壞邊坡巖體的完整性,同樣切割潛在的滑體,使滑體在其后緣更加易于出現(xiàn)拉裂縫。因此,該高邊坡的整體穩(wěn)定性主要由順坡向的結(jié)構(gòu)面所控制,擬綜合采用有限元強(qiáng)度折減法和極限平衡法對該高邊坡的穩(wěn)定性進(jìn)行詳細(xì)研究。
將邊坡巖土體的內(nèi)摩擦系數(shù)和內(nèi)聚力除以同一個折減系數(shù)F,從而獲得一組新的強(qiáng)度參數(shù)并重新進(jìn)行計算,如此反復(fù),當(dāng)有限元分析不收斂時,對應(yīng)的折減系數(shù)就是所求的強(qiáng)度折減安全系數(shù),這就是有限元強(qiáng)度折減法。強(qiáng)度折減系數(shù)的概念在1975年首次由Zienkiewicz 在彈塑性有限元數(shù)值方法中引入。Grifiths 全面地探討了該方法在巖土力學(xué)領(lǐng)域三大方面的應(yīng)用,即邊坡穩(wěn)定性分析、擋土墻、地基基礎(chǔ)設(shè)計。Matsui 和San 分析了開挖邊坡和人工填筑邊坡的穩(wěn)定性。Manzari 等研究表明:邊坡穩(wěn)定有限元強(qiáng)度折減安全系數(shù)對巖土體材料的剪脹角比較敏感,隨著剪脹角增大,其計算得到的強(qiáng)度折減安全系數(shù)也逐漸增大。宋二祥采用有限元強(qiáng)度折減法對土壩的穩(wěn)定性進(jìn)行了分析,所不同的是巖體材料強(qiáng)度參數(shù)的變化通過弧長法來控制。連鎮(zhèn)營等采用有限元強(qiáng)度折減法對基坑的變形與穩(wěn)定性進(jìn)行了深入的分析,坡體失穩(wěn)是通過廣義剪應(yīng)變在邊坡體內(nèi)的是否貫通來判斷。鄭宏等通過研究表明在有限元強(qiáng)度折減計算時,要對巖土體的彈性模量和泊松比進(jìn)行相應(yīng)的調(diào)整。和經(jīng)典的條分法相比,強(qiáng)度折減有限元法較傳統(tǒng)的方法具有如下優(yōu)點(diǎn):(1)滿足所有的受力平衡條件;(2)能夠?qū)哂袕?fù)雜地貌、地質(zhì)的邊坡進(jìn)行計算;(3)考慮了材料的非線性彈塑性本構(gòu)關(guān)系,以及變形對應(yīng)力的影響;(4)能夠模擬邊坡的失穩(wěn)過程及其滑移面形狀;(5)能夠模擬邊坡與支護(hù)的共同作用及其它更加復(fù)雜耦合過程;(6)求解安全系數(shù)時,可以不需要假定滑移面的形狀,也無需進(jìn)行條分。近年來該方法在工程中應(yīng)用越來越廣泛,很多著名的巖土工程分析軟件也內(nèi)嵌了該方法。
選取該場區(qū)典型剖面建立有限元計算模型,根據(jù)該高邊坡的工程地質(zhì)條件和現(xiàn)場結(jié)構(gòu)面的出露情況,計算模型主要考慮場區(qū)中控制性J2組結(jié)構(gòu)面和近乎直立的J1組結(jié)構(gòu)面,其中,I 組節(jié)理結(jié)構(gòu)面間距簡化為20 m,II 組節(jié)理結(jié)構(gòu)面間距簡化為6 m,兩種節(jié)理均遍布整個場區(qū)。有限元計算模型如圖1 所示。依據(jù)原設(shè)計方案,整個坡體分十級進(jìn)行開挖,每級開挖高度為15 m。
圖1 有限元計算模型
(1)高邊坡地層巖性主要為中風(fēng)化(或弱風(fēng)化)灰?guī)r,巖層產(chǎn)狀變化較大。受節(jié)理裂隙切割,邊坡巖體較破碎。結(jié)構(gòu)面(節(jié)理裂隙面)分布密度大的局部地帶,加上溶蝕(槽)的存在,巖體易于發(fā)生變形破壞。由于坡體陡峻,自然狀態(tài)下坡體表層易于形成拉裂縫。
(2)邊坡開挖后,受施工爆破等影響,以及密集節(jié)理裂隙、溶槽等不利組合,易于出現(xiàn)小規(guī)模變形體。工程邊坡表層失穩(wěn)主要以節(jié)理裂隙面張開,塊體沿優(yōu)勢裂隙面發(fā)生滑動為主。破壞方式主要為淺、深層滑動破壞模式。
(3)工程邊坡可能的淺部滑動模式為:潛在滑體后緣拉裂面為J1組節(jié)理裂隙面,滑動面為外傾的J2組結(jié)構(gòu)面,可在不同高程處剪出,局部可能剪斷卸荷巖體。
(4)邊坡深部滑動可能模式為:潛在滑體后緣拉裂面為J1組節(jié)理裂隙面,滑動面為外傾的J2組結(jié)構(gòu)面,剪出口在高邊坡坡面下部或者在坡腳堆積體處。切方邊坡形成后,潛在滑體可能沿路基左側(cè)挖方坡腳剪出。
總體而言,高邊坡整體破壞模式為J1組節(jié)理裂隙處出現(xiàn)拉裂縫至坡腳處坡體沿順坡向結(jié)構(gòu)面(J2)滑動并從坡腳剪出的破壞形式。
采用有限元強(qiáng)度折減法計算典型剖面的穩(wěn)定性,圖3 為計算得到的邊坡開挖完成后強(qiáng)度折減至極限狀態(tài)時的位移等色圖。可見,邊坡達(dá)到極限狀態(tài)時,坡體內(nèi)的位移出現(xiàn)了突變,表明邊坡即將失穩(wěn),位移突變上部邊界為J1 組節(jié)理裂隙形成的拉裂縫,其下部邊界為J2組節(jié)理裂隙,從而形成貫通的滑移面(如圖2 中所示)。因此該邊坡潛在的破壞模式為深部滑動模式,即潛在滑體后緣拉裂面為J1組節(jié)理裂隙面,滑動面為外傾的J2組結(jié)構(gòu)面。剪出口在高邊坡坡面下部或者在坡腳堆積體處,切方邊坡形成后,潛在滑體可能沿路基左側(cè)挖方坡腳剪出。
根據(jù)典型剖面的地質(zhì)分布圖和該高邊坡的潛在破壞模式,建立計算模型如圖1 和3 所示,其中圖2 為加固后的有限元計算模型,圖3 為極限平衡分析模型。自然狀態(tài)下該高邊坡的有限元強(qiáng)度折減安全系數(shù)為K =1.055,極限平衡法得到的安全系數(shù)為K=1.051,兩者結(jié)果基本一致。
圖2 邊坡開挖完成后強(qiáng)度折減至極限狀態(tài)的位移等色圖
為了保證高邊坡下方道路的安全暢通,避免出現(xiàn)對人民生命財產(chǎn)安全造成危害的事件,需要對高邊坡進(jìn)行加固。初步擬定的加固方案為預(yù)應(yīng)力錨索加固:第一級~第六級每根錨索加固力為1 500 kN,第七級及以上每根錨索加固力為1 400 kN,錨索水平間距為4 m,坡面高度方向間距為5 m。按照上述加固方案,采用有限元強(qiáng)度折減和極限平衡法計算得到的安全系數(shù)分別為1.12 和1.123。
圖3 極限平衡分析模型
可見加固后的安全系數(shù)也只達(dá)到了1.12,無法滿足工程要求,因此需要對設(shè)計方案進(jìn)行調(diào)整。根據(jù)高邊坡工程實(shí)際,從第一級至第六級坡錨索錨固力調(diào)整為1 800 kN,水平間距為3 m,優(yōu)化加固方案后采用有限元強(qiáng)度折減法和極限平衡法計算得到的邊坡安全系數(shù)分別為1.24 和1.241,基本滿足工程要求。
(1)首先基于高邊坡現(xiàn)場調(diào)查、勘察報告成果,判定高邊坡變形破壞模式為淺、深部滑動模式,并由有限元強(qiáng)度折減法計算結(jié)果表明具體破壞模式為深部滑動模式,即潛在滑體后緣拉裂面為J1組節(jié)理裂隙面,滑動面為外傾的J2組結(jié)構(gòu)面。剪出口在高邊坡坡面下部或者在坡腳堆積體處,切方邊坡形成后,潛在滑體可能沿路基左側(cè)挖方坡腳剪出。
(2)有限元強(qiáng)度折減法和極限平衡法的計算結(jié)果表明,在自然狀態(tài)下坡體的穩(wěn)定性安全系數(shù)較低,無法滿足工程要求,必須進(jìn)行加固處理;初步的加固設(shè)計方案后,高邊坡的安全系數(shù)提高到1.12,仍然無法滿足工程要求,需對初步加固方案進(jìn)行調(diào)整。
(3)采用有限元強(qiáng)度折減法對高邊坡的加固進(jìn)行優(yōu)化調(diào)整,計算結(jié)果表明:從第一級至第六級坡錨索錨固力調(diào)整為1 800 kN,水平間距為3 m,該高邊坡的穩(wěn)定性安全系數(shù)可基本滿足工程要求??梢詾橘F州省同類高邊坡的設(shè)計和治理提供一定的參考。
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