■鄧義龍

(武漢市勘察設(shè)計有限公司，武漢 430022)

1 引言

巖質(zhì)邊坡巖層具有弱透水性、 強親水性的特征，遇水后容易導致軟化、塑變，此類巖層的抗風化能力弱，容易發(fā)生崩解。 巖質(zhì)邊坡中的滑動面往往較為明確，無需通過大量計算就能確定。 在雨季期常常會發(fā)生滑坡，在公路等工程建設(shè)項目中，也經(jīng)常出現(xiàn)開挖邊坡巖體導致失穩(wěn)的現(xiàn)象。高速公路因地質(zhì)環(huán)境條件往往在施工時還需要面臨邊坡開挖的問題，所謂邊坡開挖，其實就是破壞邊坡原有的平衡條件， 繼而采取相應(yīng)的邊坡支護措施建立新的再平衡的過程。 目前諸多學者對此進行卓有成效的研究[1-6]。 柯勁松等[7]為研究江西省第四系覆蓋層邊坡的風險狀態(tài)，提出了一種基于動量改進小波神經(jīng)分析的評價模型。 宋彥琦等[8]為研究凍融循環(huán)作用對土質(zhì)邊坡穩(wěn)定性的影響， 利用強度折減法，通過大型有限元軟件ABAQUS 計算獲得邊坡的穩(wěn)定安全系數(shù)，與簡化Bishop 法獲得的理論安全系數(shù)進行比較，并以特征部位位移發(fā)生突變作為破壞判據(jù)，研究了坡度和凍融循環(huán)次數(shù)對邊坡穩(wěn)定性的影響。 趙東洋等[9]為研究多個邊坡穩(wěn)定性情況的分類，提出點化屬性圓的多范圍屬性分類方法。 靳曉光等[10]研究了水庫蓄水至高程175 m 對三峽庫區(qū)某順層巖質(zhì)坡體應(yīng)力和位移的影響。

綜上所述，雖諸多學者針對邊坡穩(wěn)定進行了許多研究，但是針對高速公路路塹巖質(zhì)高邊坡修建過程的穩(wěn)定性控制及支護技術(shù)的研究卻仍然缺乏，亟待進一步研究。 因此，本文基于谷城至竹溪高速公路路塹邊坡支護實際工程，參考了其他行業(yè)的邊坡工程范例，通過數(shù)值模擬方法，分析評價巖質(zhì)高邊坡開挖穩(wěn)定性及相應(yīng)支護措施，研究并提出最優(yōu)化支護方案，保證該段高速公路路塹巖質(zhì)高邊坡的穩(wěn)定性，為類似高邊坡工程的研究提供參考與借鑒。

2 計算模型及邊坡穩(wěn)定性分析

2.1 高速公路路塹邊坡項目概況

谷城至竹溪高速公路位于湖北省西北部，起點位于谷城，經(jīng)保康寺坪，終于房縣榔口鄉(xiāng)段，全長約65 km。 由于公路通過該處坡體， 開挖形成路塹邊坡。 開挖后坡高43.39 m，寬度為60.4 m，屬于高邊坡。 根據(jù)區(qū)域地質(zhì)資料(1∶50000 谷城縣幅)和邊坡設(shè)計段地質(zhì)測繪分析，支護段出露基巖為二疊系武當山群片巖(Pt2)，屬于單斜構(gòu)造，巖層產(chǎn)狀350°∠80°左右，巖層傾向與滑坡坡向相反，屬于反傾地層。 路線區(qū)存在著名的青峰斷裂帶， 但距支護段較遠，受斷裂構(gòu)造影響很小。

根據(jù)鉆探揭露，支護地段主要為粉質(zhì)粘土、碎石、強風化片巖和中風化片巖。 根據(jù)現(xiàn)場各鉆孔取土樣實驗結(jié)果，并結(jié)合當?shù)毓こ探?jīng)驗，獲得巖土體的力學參數(shù)如表1。

表1 土層物理力學參數(shù)

2.2 極限平衡法天然邊坡穩(wěn)定性分析

邊坡開挖設(shè)計分五級開挖，一、二、三級開挖坡比為1∶1，四、五級開挖坡比為1∶1.25，每級設(shè)2 m 的臺階。 開挖后邊坡一、二級出露地層為中風化片巖，三級以上出露強風化片巖、碎石和粉質(zhì)粘土層。 由于開挖后產(chǎn)生臨空面，邊坡分為上、下2 部分。 下部一、二級出露為中風化片巖，由于該處片巖為反傾巖層，故處于穩(wěn)定狀態(tài)；上部第三、四、五級，由于存在結(jié)構(gòu)面，易產(chǎn)生滑動。 滑體中存在3 個潛在的滑動面， 第1 個是粉質(zhì)粘土層與碎石層的交界處，易在粉質(zhì)粘土層中形成圓弧形滑動面；第2 個是碎石層與強風化片巖的交界處， 由于片巖風化嚴重，巖體力學性質(zhì)較差，易在產(chǎn)生折線形滑坡；第3 個是強分化片巖和中風化片巖的交界處，易產(chǎn)生以下部中風化巖體為滑床的折線形滑坡。

采用極限平衡法計算天然邊坡穩(wěn)定性，將不同方法得到的安全系數(shù)結(jié)果總結(jié)于表2。據(jù)表2 可知，圓弧滑動模式采用簡化Bishop 法計算所得安全系數(shù)1.145， 而對于折線形滑面則采用Morgenstern-Price 法計算的安全系數(shù)1.113。 圓弧滑動模式下各計算方法的安全系數(shù)均值為1.113， 而對于折線形滑面各計算方法的安全系數(shù)均值為1.106， 兩者差異0.6%，屬于可允許誤差范圍之列。 與此同時，各方法計算出的安全系數(shù)均低于規(guī)范允許安全值，邊坡處于欠穩(wěn)定狀態(tài)，需加強支護。

表2 2 種滑面破壞模式下不同計算方法結(jié)果

2.3 K51+630 處邊坡開挖穩(wěn)定性分析

根據(jù)實際工程施工，對該邊坡進行5 級邊坡開挖，不同開挖情況下K51+630 處邊坡計算模型如圖1 所示，計算結(jié)果如圖2 所示。為量化不同分級開挖對邊坡的具體影響，繪制不同分級開挖與計算所得安全系數(shù)及最大剪應(yīng)變曲線如圖3 所示。 據(jù)圖3 可知，隨著邊坡逐級開挖，邊坡安全系數(shù)和最大剪應(yīng)變均呈現(xiàn)出逐漸減小的趨勢，且安全系數(shù)均小于1，表明邊坡開挖后處于不穩(wěn)定狀態(tài)， 需分級開挖，分級加固。

圖1 有限元強度折減法K51+630 處天然邊坡計算模型

3 錨索樁加固技術(shù)數(shù)值模擬研究

3.1 計算模型及參數(shù)選取

圖2 不同分級開挖工況下邊坡屈服區(qū)分布

本工程根據(jù)邊坡現(xiàn)狀調(diào)查進行復核， 建立了K0+733 處橫斷面模型。 利用PHASE2 有限元軟件，按照二維平面問題建立了加固分析有限元模型，模型由3 種材料組成，按照空間次序從上往下依次為粉質(zhì)黏土、中風化砂巖和中風化砂質(zhì)泥巖。 采用三節(jié)點六角形單元模擬各巖土層，網(wǎng)格劃分后，共計17336 個單元，8905 個節(jié)點。 對滑坡左側(cè)、右側(cè)邊界施加水平向約束，對底界面施加雙向約束，并對模型施加初始重力場，方向朝下，模型網(wǎng)格劃分如圖4 所示。 K51+630 處斷面左側(cè)采取的是錨索抗滑樁加固，抗滑樁截面為長方形，2 m×2.5 m， 右側(cè)采用錨索及噴砼加固，邊坡較緩，無需進行優(yōu)化研究，僅對左側(cè)邊坡進行優(yōu)化。經(jīng)過查閱文獻資料，對比現(xiàn)場工程勘察資料，最終得到各巖土層物理力學參數(shù)如表3 所示。

3.2 錨索長度優(yōu)化

根據(jù)實際情況，以3 m 為步長梯度，分別模擬抗滑樁樁身錨索長度為17 m、20 m、23 m、26 m 的情況。根據(jù)不同錨索長度得到的總位移云圖作出邊坡最大位移與錨長的關(guān)系曲線，根據(jù)不同錨長得到穩(wěn)定安全系數(shù)，作出不同安全系數(shù)與錨長的關(guān)系曲線，如圖5 所示。 從圖5 可以看出，隨著錨長的增加，邊坡最大位移呈現(xiàn)出減小至增大的趨勢。之所以會出現(xiàn)轉(zhuǎn)折后增大的情況，究其原因，可能在于隨著錨長的增加，支護的抗力面也逐漸轉(zhuǎn)增加， 使得整體總位移減小，安全系數(shù)提高，但當錨長增加至26 m 時，被支護巖土體因錨索的打入而分崩離散，使得巖土體自穩(wěn)能力變差，故呈現(xiàn)出最大總位移的增加。 同理，從穩(wěn)定安全系數(shù)可以看出，隨著錨長的增大，邊坡的安全系數(shù)逐漸增大然后減小，最小值在1.97 左右。

圖3 分級開挖下邊坡關(guān)鍵指標計算曲線

圖4 K0+733 處橫斷面模型網(wǎng)格劃分圖

表3 計算采用物理力學參數(shù)

總結(jié)列舉各樁的最大、最小彎矩，最大、最小剪力值，即內(nèi)力極值如下表4。 據(jù)表4 可知，隨著板肋擋墻錨索長度的變化，樁身最大彎矩值出現(xiàn)先減小后逐漸平穩(wěn)的趨勢，而樁身最大剪力值則先平穩(wěn)變化后減小， 故從抗滑樁所受內(nèi)力值可以初步判定，板肋擋墻錨索長度為26 m 時支護效果較好， 樁身所受內(nèi)力較小。

綜上所述，錨索長度為23 m 時彎矩也接近最小彎矩，同時，23 m 時剪力最大值雖不是最小，卻只相差10 kN，選取錨索長度為23 m 能夠更好地滿足本邊坡的支護穩(wěn)定性。

3.3 錨索間距優(yōu)化

根據(jù)實際情況分析，以1.0 m 為步長梯度，分別模擬抗滑樁錨索間距為1.0 m、2.0 m、3.0 m、4.0 m的情況。 根據(jù)不同錨索間距得到的總位移云圖作出邊坡最大位移與錨間距的關(guān)系曲線， 根據(jù)不同錨間距得到的穩(wěn)定安全系數(shù)， 作出不同安全系數(shù)與錨間距的關(guān)系曲線，如圖6 所示。 由圖6 可以看出，隨著錨間距的增加， 邊坡最大位移呈現(xiàn)出減小至增大的趨勢。 之所以會出現(xiàn)轉(zhuǎn)折后增大的情況，究其原因，可能在于隨著錨間距的增加， 完整巖體被分解的概率越低，使得圍巖自穩(wěn)加上支護效果，總體位移逐漸減小，但當錨索間距大到4.0 m 時，支護效果不好，使得位移增大。 同理，從穩(wěn)定安全系數(shù)可以看出，隨著錨長的增大， 邊坡的安全系數(shù)逐漸減小， 最小值在1.96 左右。 綜合所述，錨索間距為3.0 m 為最優(yōu)選擇。

圖5 邊坡總位移、安全系數(shù)與錨長關(guān)系圖

表4 變板肋錨索長度樁身彎矩、剪力極值

總結(jié)列舉各樁的最大、最小彎矩，最大、最小剪力值，即內(nèi)力極值如表5 所示。 據(jù)表5 可知，隨著板肋擋墻錨索間距的變化， 樁身最大彎矩值出現(xiàn)減小增大交替的趨勢， 而樁身最大剪力值則先平穩(wěn)增大后減小的趨勢， 故從抗滑樁所受內(nèi)力值可以初步判定， 板肋擋墻錨索間距為4 m 時支護效果較好，樁身所受內(nèi)力較小。

圖6 邊坡總位移、安全系數(shù)與錨間距關(guān)系圖

表5 變板肋錨索間距樁身彎矩、剪力極值

綜上所述，雖然當錨索間距為4 m 時，邊坡總位移較間距為3 m 情況有增大， 安全系數(shù)有減小，但都在規(guī)范要求的范圍內(nèi)， 且都具有足夠的裕度，選取錨索間距為4 m 能夠更好地滿足本邊坡的支護穩(wěn)定性。

3.4 錨索角度優(yōu)化

根據(jù)實際情況分析，以15°為步長梯度，分別模擬錨索打入角度與水平成0°、15°、30°、45°情況。 根據(jù)錨索打入角度不同得到的總位移云圖作出邊坡最大位移與錨角度的關(guān)系曲線，根據(jù)錨索打入角度不同得到的穩(wěn)定安全系數(shù)，作出不同安全系數(shù)與錨角度的關(guān)系曲線，如圖7 所示。 根據(jù)圖7 可以看出，隨著錨角度的增加，邊坡最大位移和安全系數(shù)變化均呈現(xiàn)出逐漸減小的趨勢， 據(jù)此可以初步判定，錨索打入角度為45°為宜。

圖7 邊坡總位移、安全系數(shù)與錨角度關(guān)系圖

總結(jié)列舉各樁的最大、最小彎矩，最大、最小剪力值，即內(nèi)力極值如表6 所示。 據(jù)表6 可知，隨著板肋擋墻錨索角度的變化，樁身最大彎矩值出現(xiàn)逐漸減小的趨勢，同樣地，樁身最大剪力值則也呈現(xiàn)出逐漸減小的趨勢，故從抗滑樁所受內(nèi)力值可以初步判定，板肋擋墻錨索角度為45°時支護效果較好，樁身所受內(nèi)力較小。

綜上所述， 選取錨索打入角度為45°能夠更好地滿足本邊坡的支護穩(wěn)定性。

表6 變板肋錨索角度樁身彎矩、剪力極值

4 結(jié)論

本文以谷城至竹溪高速公路某路塹高邊坡為實際案例，對兩處典型斷面邊坡進行開挖及支護穩(wěn)定性分析，得出以下結(jié)論：

(1) 采用極限平衡法及有限元強度折減法分析邊坡穩(wěn)定性。 極限平衡法表明圓弧滑動模式采用簡化Bishop 法計算所得安全系數(shù)1.145， 而對于折線形滑面則采用Morgenstern-Price 法計算的安全系數(shù)1.113， 各方法計算出的安全系數(shù)均低于規(guī)范允許安全值，邊坡處于欠穩(wěn)定狀態(tài)，需加強支護。 對邊坡實際開挖進行數(shù)值模擬， 發(fā)現(xiàn)隨著邊坡逐級開挖，邊坡安全系數(shù)和最大剪應(yīng)變均呈現(xiàn)出逐漸減小的趨勢，且安全系數(shù)均小于1，表明邊坡開挖后處于不穩(wěn)定狀態(tài)，需分級開挖，分級加固。

(2) 采用有限元強度折減法對兩處典型工點進行支護加固數(shù)值模擬及優(yōu)化研究。 對K0+733 處邊坡進行錨索樁加固技術(shù)數(shù)值模擬研究發(fā)現(xiàn)，錨索長度為23 m，錨索間距為4 m，錨索打入角度為45°能夠最優(yōu)地滿足本邊坡的支護穩(wěn)定性。