公路巖質高邊坡穩定性及支護分析

陳 昊, 盧應發, 謝 鵬, 陳 誠

(1 湖北工業大學土木建筑與環境學院，湖北 武漢 430068； 2 湖北省地質環境總站，湖北 黃石 435000)

在多山地區修筑公路的過程中難以避免的遇到眾多復雜的地質環境，而路塹邊坡破壞亦多不勝數，對其破壞機制、工程防治的研究是擺在公路建設者們面前的緊迫問題，眾多學者的研究成果也被廣泛應用于實際工程中，且已證明相關成果良好的普適性。對邊坡內部力學研究，發展出諸如簡布法、費倫紐斯法等傳統條分法。陳祖煜[1]基于Spencer法提出三維形式極限平衡法，并證明其適用性；李同錄等[2]改進了傳統三維極限分析法，假定條柱分界面的極限平衡條件進而推導了相應公式。上述傳統分析方法均做了不同假定從而導致其局限性較大，隨著計算機相關技術的更新，應用大型數值計算程序成為研究邊坡穩定的新途徑，亦愈來愈受到相關學者重視。陳菲[3]基于FLAC3D探討了強度折減法在三維邊坡穩定分析中的工程應用問題；陳云生等[4]運用MIDAS GTS分析公路邊坡開挖與支護前后位移、應變分布特征，并驗證三維數值模擬的合理性。筆者在前人研究的基礎上，以彈塑性有限元強度折減法為理論依據，對巖質公路高邊坡在原始工況、削坡及加固治理后的穩定性進行分析，對類似邊坡及治理有借鑒意義。

1 工程概況

該路塹邊坡地處丘陵崗地區，坡頂高度為80 m，坡腳度為28 m，高差約50 m，長約200 m，平面圖上大致呈“S”形，坡體走向近東西向，坡向146°，坡角55～85°，地形陡緩相間，前緣人工切坡較陡；坡體上覆有粉質粘土夾碎石塊：黃褐色，厚度一般為1.5～2.5 m；碎石成份為主要為砂質巖，直徑一般為5～20 cm，土石比為7：3；該層結構松散，屬透水不含水層。下伏地層物質主要為灰巖夾泥質粉砂巖，中厚層狀，巖層產狀為350∠50°，單層厚2～5 cm局部夾煤系地層，薄層狀。地下水類型為孔隙水，補給來源主要為大氣降水入滲。

圖 1 邊坡特征示意圖

圖 2 邊坡斷面及開挖示意圖

由于人工切坡，巖體受風化程度強烈，結構多呈碎裂狀，裂隙十分發育，主要發育有二組節理：1)組160°∠52°，間距10～20 cm，裂面平直，延展大于1 m；2) 組120°∠69°，間距10 cm左右，裂面平直，延展一般小于1 m；閉合狀，無充填。由于局部構造影響，邊坡局部巖體的產狀變化不規律，褶皺發育較明顯，產狀為35°∠90°、175°∠4°、230°∠67°、85°∠38°。邊坡巖體介質軟硬相間、節理裂隙切割強烈，局部褶皺較發育，巖質邊坡發生破壞是由于巖體中軟弱結構面的抗剪強度逐漸降低，加之風化剝蝕、臨空卸荷與降雨入滲等因素影響，為了防止發生進一步破壞對坡腳公路通行造成影響，決定對邊坡進行削坡減重、設置框格梁和預應力錨桿等加固方法進行工程治理。

對邊坡削方開挖采取三級開挖，均采用1∶1.2的比例系數進行放坡，中間設3 m寬馬道。預應力錨桿：L=15 m，采用直徑為32 mm的HRB400螺紋鋼筋，布置間距4 m；框格梁截面尺寸：0.5 m×0.4 m，采用C30混凝土澆筑。

2 數值模擬

2.1 有限元強度折減法

通過將坡體強度參數：用折減系數Fs來不斷降低粘聚力c和內摩擦角φ值，將得到的c′和φ′繼續折減，直至計算失穩。本文選取的失穩判據為：分析步驟中力和位移值計算不收斂。

c′=c/Fs

tanφ′=tanφ/Fs

τ′=c′+σtanφ′

式中：Fs為強度折減系數，c′、φ′、τ′分別為折減后的粘聚力、內摩擦角、抗剪強度。

2.2 本構模型

本次有限元計算選取彈塑性模型，德朗克-普拉格(Drucker-Prager)屈服準則，其數學表達式為：

I1=σ1+σ2+σ3

式中：α和k為與粘聚力、內摩擦角相關的參數，I1為應力張量第一不變量，J2為應力偏張量第二不變量。

2.3 路塹邊坡模型建立

本次模擬建立的三維地層模型由三角形網格劃分生成，計算模型尺寸：x=180 m；y=20 m；Z=80 m，共有18 599個節點，31 655個單元(圖3)。邊界條件：臨空面設置為自由邊界，前后、左右邊界施加法向固定約束，將坡腳處網格延伸一定長度是為了消除邊界效應對坡腳處模擬結果的影響。支護結構的框格梁用梁單元實現，預應力錨桿用桁架單元實現(圖4)。

圖 3 有限元模型網格劃分圖

圖 4 框格梁、錨桿有限單元圖

2.4 坡體相關參數的選取

坡體相關參數見表1。

表1 坡體、支護材料參數

3 模擬結果分析

3.1 未開挖狀態結果及分析

原始狀態下對坡體進行分析后得出的水平位移、剪應變分布云圖(圖5)。在不做任何加固措施的邊坡穩定性系數為1.181，介于規范中規定1.05～1.30，即邊坡處于基本穩定狀態；原始狀態下的坡體的坡度較陡，坡體受自重影響較大，坡腳處的應力集中明顯，坡體出現滑移，由應變圖看出塑性范圍從坡腳一直貫通至坡頂，且呈圓弧形，推測此層面為軟弱層，坡腳處水平位移最大達到1.084 m，由于坡腳承受上部全部荷載，此時的坡腳處抗剪能力不足，一旦坡體抗剪強度極限達到，將會發生失穩直至破壞，故有必要對其進行削方減載。

圖 5 原始狀態下的位移、應變分布云圖

3.2 開挖后結果分析

1)位移場分析 如圖6中邊坡開挖位移圖所示，在第三級邊坡開挖完畢后，坡體水平位移最大值為0.292 m，表明經過坡頂減載后，坡體整體受到自重應力大幅下降，穩定性有所提高；隨著第二級邊坡的開挖完成，水平位移最大值減小為0.196 m，坡體自重影響逐漸減小；第一級坡開挖完畢后，位移繼續減小至0.176 m, 這是由于第三級坡和第二級坡的方量較大，在完成削方減載后，坡體的位移值有較大變化，第一級邊坡方量較小，故減小幅度稍小，對比在未開挖前的最大位移值，各階段的最大位移值在上一階段的基礎上分別減小73%、32%、10%。

圖 6 未支護工況下各階段位移、應變分布云圖

2)應變場分析 由應變云圖可知，第三級邊坡開挖完成后的剪應變最大值為0.064，此時塑性區主要集中于未開挖坡體，邊坡最危險滑移區處于坡腳處；第二級邊坡開挖后由于危險結構面出露，塑性區有發育趨勢，剪應變最大值減小為0.048；最大剪應變在上一階段的基礎上分別減小82%、23%、35%，以上分析表明隨著開挖施工進行，坡體發生剪切破壞的機率是不斷減小的。

邊坡開挖完畢后的整體安全系數為1.357。對于坡度較陡邊坡，按一定放坡系數進行削方減載有助于降低發生破壞的風險，這也是工程界的常用治理手段，隨著邊坡的開挖進行，坡體結構內部會發生應力重分布以達到新的平衡穩態，總體趨向穩定形態發展。為了降低后期人為、環境因素對減載后邊坡的影響，使邊坡形態能長期保持，必須輔以進一步的加固措施。

3.3 支護后結果分析

1)位移場分析 圖7、圖8分別為框格梁、框格梁+預應力錨桿逐級加固后的邊坡云圖。對不同加固措施下的邊坡位移場進行分析可知：

圖 7 框格梁加固后位移、應變分布云圖

圖 8 框格梁+預應力錨桿加固后位移、應變分布云圖

在僅采用框格梁加固下，第三級邊坡位移量最大值為0.279 m，與開挖未加固的結果相差不大，可知第三級邊坡開挖和加固對邊坡位移發展的約束作用有限，坡腳處發生剪切破壞可能性仍較大；第二級邊坡、第一級邊坡加固后位移量最大值分別為0.186 m、0.198 m，結果有所增大，主要是由于框格梁在施工澆筑的過程中打破了邊坡靜力平衡，使邊坡受重力荷載有所加大。

采用框格梁+預應力錨桿加固后各階段的位移量最大值為0.251 m、0.131 m、0.094 m，較僅采用框格梁加固減小明顯，表明預應力錨桿的介入極大改善了邊坡變形趨勢，錨桿的作用是連接坡體表面風化巖和坡體內部新鮮基巖，錨桿借助坡體深處基巖的內聚力，有效釋放深處巖石之間的膠結力，用來抵消向坡體淺層一定深度范圍內的風化巖體因強度消散產生下滑的下滑力，從而發揮加固效能，在框格梁+預應力錨桿兩者共同作用下為坡體具有長期穩固形態提供基礎。

2)應變場分析 由圖7和圖8應變云圖可知：采用框格梁加固下的最大剪應變相較于未加固各階段分別減小32%、30%、23%，邊坡整體安全系數為1.429。采用框格梁+預應力錨桿加固下的最大剪應變相較于未加固各階段分別減小38%、61%、64%，邊坡整體安全系數為1.851。

兩種加固方式下均能明顯減弱塑性區的發育，塑性區逐漸收窄。最大剪應變區僅存在二級坡腳和一級坡腳處很小范圍內，表明經過加固后對邊坡起到很好支護作用。綜上所述，通過對比分析后得出采用框格梁+預應力錨桿是本治理工程的首選方案。

4 結論

1)對公路高邊坡的開挖計算結果得出：原始邊坡的穩定性系數為1.181，尤其在坡腳處的應力集中明顯，若不進行開挖治理，隨著時間的推移，坡腳最先會發生失穩破壞；在三級邊坡開挖的過程中，坡腳承受自重應力影響逐漸減小，穩定性是逐步加強的，在開挖完畢后坡腳處仍存在部分應力集中。

2)通過對公路高邊坡的支護治理后可知：在框格梁的加固作用下的穩定系數為1.429，相較開挖后支護前的穩定系數1.357，增幅不大，表明其未對坡體的位移產生很好的約束；框格梁+預應力錨桿的組合加固措施則展示其優異的阻滑性能，穩定系數增大至1.851，達到了預期的治理效果。施工過程中，建議在坡頂和坡腳處構筑截水溝，防止雨季的降雨入滲對加固工程的危害。