谷竹高速高邊坡穩定性分析及支護方案參數優化研究

■鄧義龍

(武漢市勘察設計有限公司，武漢 430022)

1 引言

巖質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，容易發生崩解。 巖質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。 在雨季期常常會發生滑坡，在公路等工程建設項目中，也經常出現開挖邊坡巖體導致失穩的現象。高速公路因地質環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，提出了一種基于動量改進小波神經分析的評價模型。 宋彥琦等[8]為研究凍融循環作用對土質邊坡穩定性的影響， 利用強度折減法，通過大型有限元軟件ABAQUS 計算獲得邊坡的穩定安全系數，與簡化Bishop 法獲得的理論安全系數進行比較，并以特征部位位移發生突變作為破壞判據，研究了坡度和凍融循環次數對邊坡穩定性的影響。 趙東洋等[9]為研究多個邊坡穩定性情況的分類，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 對三峽庫區某順層巖質坡體應力和位移的影響。

綜上所述，雖諸多學者針對邊坡穩定進行了許多研究，但是針對高速公路路塹巖質高邊坡修建過程的穩定性控制及支護技術的研究卻仍然缺乏，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，參考了其他行業的邊坡工程范例，通過數值模擬方法，分析評價巖質高邊坡開挖穩定性及相應支護措施，研究并提出最優化支護方案，保證該段高速公路路塹巖質高邊坡的穩定性，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，經保康寺坪，終于房縣榔口鄉段，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。 根據區域地質資料(1∶50000 谷城縣幅)和邊坡設計段地質測繪分析，支護段出露基巖為二疊系武當山群片巖(Pt2)，屬于單斜構造，巖層產狀350°∠80°左右，巖層傾向與滑坡坡向相反，屬于反傾地層。 路線區存在著名的青峰斷裂帶， 但距支護段較遠，受斷裂構造影響很小。

根據鉆探揭露，支護地段主要為粉質粘土、碎石、強風化片巖和中風化片巖。 根據現場各鉆孔取土樣實驗結果，并結合當地工程經驗，獲得巖土體的力學參數如表1。

表1 土層物理力學參數

2.2 極限平衡法天然邊坡穩定性分析

邊坡開挖設計分五級開挖，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、碎石和粉質粘土層。 由于開挖后產生臨空面，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，故處于穩定狀態；上部第三、四、五級，由于存在結構面，易產生滑動。 滑體中存在3 個潛在的滑動面， 第1 個是粉質粘土層與碎石層的交界處，易在粉質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，巖體力學性質較差，易在產生折線形滑坡；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定性，將不同方法得到的安全系數結果總結于表2。據表2 可知，圓弧滑動模式采用簡化Bishop 法計算所得安全系數1.145， 而對于折線形滑面則采用Morgenstern-Price 法計算的安全系數1.113。 圓弧滑動模式下各計算方法的安全系數均值為1.113， 而對于折線形滑面各計算方法的安全系數均值為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均低于規范允許安全值，邊坡處于欠穩定狀態，需加強支護。

表2 2 種滑面破壞模式下不同計算方法結果

2.3 K51+630 處邊坡開挖穩定性分析

根據實際工程施工，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及最大剪應變曲線如圖3 所示。 據圖3 可知，隨著邊坡逐級開挖，邊坡安全系數和最大剪應變均呈現出逐漸減小的趨勢，且安全系數均小于1，表明邊坡開挖后處于不穩定狀態， 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 錨索樁加固技術數值模擬研究

3.1 計算模型及參數選取

圖2 不同分級開挖工況下邊坡屈服區分布

本工程根據邊坡現狀調查進行復核， 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黏土、中風化砂巖和中風化砂質泥巖。 采用三節點六角形單元模擬各巖土層，網格劃分后，共計17336 個單元，8905 個節點。 對滑坡左側、右側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，模型網格劃分如圖4 所示。 K51+630 處斷面左側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， 右側采用錨索及噴砼加固，邊坡較緩，無需進行優化研究，僅對左側邊坡進行優化。經過查閱文獻資料，對比現場工程勘察資料，最終得到各巖土層物理力學參數如表3 所示。

3.2 錨索長度優化

根據實際情況，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系曲線，根據不同錨長得到穩定安全系數，作出不同安全系數與錨長的關系曲線，如圖5 所示。 從圖5 可以看出，隨著錨長的增加，邊坡最大位移呈現出減小至增大的趨勢。之所以會出現轉折后增大的情況，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增加， 使得整體總位移減小，安全系數提高，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，使得巖土體自穩能力變差，故呈現出最大總位移的增加。 同理，從穩定安全系數可以看出，隨著錨長的增大，邊坡的安全系數逐漸增大然后減小，最小值在1.97 左右。

圖3 分級開挖下邊坡關鍵指標計算曲線

圖4 K0+733 處橫斷面模型網格劃分圖

表3 計算采用物理力學參數

總結列舉各樁的最大、最小彎矩，最大、最小剪力值，即內力極值如下表4。 據表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先減小后逐漸平穩的趨勢，而樁身最大剪力值則先平穩變化后減小， 故從抗滑樁所受內力值可以初步判定，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定性。

3.3 錨索間距優化

根據實際情況分析，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系曲線， 根據不同錨間距得到的穩定安全系數， 作出不同安全系數與錨間距的關系曲線，如圖6 所示。 由圖6 可以看出，隨著錨間距的增加， 邊坡最大位移呈現出減小至增大的趨勢。 之所以會出現轉折后增大的情況，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，從穩定安全系數可以看出，隨著錨長的增大， 邊坡的安全系數逐漸減小， 最小值在1.96 左右。 綜合所述，錨索間距為3.0 m 為最優選擇。

圖5 邊坡總位移、安全系數與錨長關系圖

表4 變板肋錨索長度樁身彎矩、剪力極值

總結列舉各樁的最大、最小彎矩，最大、最小剪力值，即內力極值如表5 所示。 據表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減小增大交替的趨勢， 而樁身最大剪力值則先平穩增大后減小的趨勢， 故從抗滑樁所受內力值可以初步判定， 板肋擋墻錨索間距為4 m 時支護效果較好，樁身所受內力較小。

圖6 邊坡總位移、安全系數與錨間距關系圖

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， 安全系數有減小，但都在規范要求的范圍內， 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定性。

3.4 錨索角度優化

根據實際情況分析，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系曲線，根據錨索打入角度不同得到的穩定安全系數，作出不同安全系數與錨角度的關系曲線，如圖7 所示。 根據圖7 可以看出，隨著錨角度的增加，邊坡最大位移和安全系數變化均呈現出逐漸減小的趨勢， 據此可以初步判定，錨索打入角度為45°為宜。

圖7 邊坡總位移、安全系數與錨角度關系圖

總結列舉各樁的最大、最小彎矩，最大、最小剪力值，即內力極值如表6 所示。 據表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逐漸減小的趨勢，同樣地，樁身最大剪力值則也呈現出逐漸減小的趨勢，故從抗滑樁所受內力值可以初步判定，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定性。

表6 變板肋錨索角度樁身彎矩、剪力極值

4 結論

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定性分析，得出以下結論：

(1) 采用極限平衡法及有限元強度折減法分析邊坡穩定性。 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1.145， 而對于折線形滑面則采用Morgenstern-Price 法計算的安全系數1.113， 各方法計算出的安全系數均低于規范允許安全值，邊坡處于欠穩定狀態，需加強支護。 對邊坡實際開挖進行數值模擬， 發現隨著邊坡逐級開挖，邊坡安全系數和最大剪應變均呈現出逐漸減小的趨勢，且安全系數均小于1，表明邊坡開挖后處于不穩定狀態，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值模擬及優化研究。 對K0+733 處邊坡進行錨索樁加固技術數值模擬研究發現，錨索長度為23 m，錨索間距為4 m，錨索打入角度為45°能夠最優地滿足本邊坡的支護穩定性。