順層邊坡穩定性影響因素及加固方案比選數值模擬研究

張永闖

（廣西大漢巖土工程有限責任公司，廣西 桂林541001）

邊坡穩定性分析是保證工程建設安全的重要前提。我國是個多山國家，邊坡成為修建高速公路不可逾越的障礙，其中最為常見的便是順層巖質邊坡。國內外眾多研究人員對此問題進行研究［1-5］。 孔憲斌［6］為確定巖體結構面抗剪強度參數，開展了砂巖、砂巖夾泥巖、泥巖、頁巖在天然狀態及飽和狀態下的原位抗剪試驗。 根據試驗設計參數對全線順層路基邊坡進行了優化設計；吳多華等［7］以四川省安縣干磨房滑坡為原型，設計并完成了比例為1∶100的順層巖體邊坡大型振動臺試驗。通過逐級加載不同峰值、頻率和持時的地震波， 研究了地震荷載作用下邊坡的動力響應特征和變形破壞機制；劉新榮等［8］采用振動臺模型試驗和UDEC離散元數值計算方法，深入地探究了庫區典型順傾層狀巖質邊坡在高頻次微小地震下的累積損傷和穩定性。

綜上所述， 對于邊坡穩定性分析的研究成果較多，分析方法也已經逐步走向成熟，然而隨著實際工程的需要，不同類型的公路路塹順層巖質邊坡的穩定性分析仍然有許多需要考慮的問題，因此本文以巖層厚度和巖體特性為基礎對順層巖質邊坡進行分類，分析其變形失穩機理及影響因素。 同時，以廣巴高速典型順層邊坡為實際案例，對其進行開挖及支護穩定性分析，以期對其他類似工程具有一定的參考價值。

1 順層巖質邊坡穩定性影響因素分析

1.1 有限元模型

根據順層邊坡的巖體結構特征， 將順層邊坡分為硬巖-硬巖互層組合，硬巖-軟巖互層組合，硬巖夾軟巖組合及軟巖夾硬巖組合邊坡4 類。 考慮到軟巖-軟巖互層組合與硬巖-硬巖互層組合巖性結構類似，所得規律基本一致，此處僅歸為一類且以硬巖-硬巖互層組合分析。 硬巖-硬巖互層組合及硬巖-軟巖互層組合模型中，硬巖層與軟巖層層厚相等，而硬巖夾軟巖組合以及軟巖夾硬巖組合邊坡存在層厚差異，為便于進行規律性研究，凸顯出計算規律，控制層厚分別為1.0m 及0.3m，即硬巖夾軟巖組合中硬巖層厚1.0m，軟巖層厚0.3m，軟巖夾硬巖組合邊坡反之。

所有模型尺寸底寬50m，左高30m，右高30m，邊坡高15m，邊坡坡腳暫定45°。邊界條件為底部兩向約束，頂部為自由表面，左右兩側施加水平向約束。 采用六節點三角形單元對模型進行有限元離散。4類順層邊坡計算模型如圖1所示。

圖1 不同順層巖質邊坡計算模型

順層邊坡巖體由巖石和結構面組合而成。 對于硬-硬組合順層邊坡， 模型材料包含硬質巖和結構面。 硬-軟組合順層邊坡、硬夾軟組合邊坡及軟夾硬組合邊坡則包含硬質巖、軟質巖和結構面3種材料。巖石采用實體單元模擬， 服從摩爾-庫倫理想彈塑性本構關系； 結構面切向力學行為服從摩爾-庫倫理想彈塑性本構關系。 各材料的物理力學參數如表1所示。

表1 圍巖物理力學參數

1.2 順層巖質邊坡巖層傾角的影響

模型中巖層厚度固定為1.0m， 巖層傾角在15°～75°內變化，角度間隔10°，共計7個模型。 為量化不同巖層傾角對邊坡的具體影響，以安全系數為指標，匯總不同巖層傾角變化下各邊坡安全系數， 繪制不同巖層傾角與計算所得安全系數曲線如圖2（a）所示。據圖2（a）可知，隨著巖層傾角的變化，硬巖軟巖互層邊坡安全性最高，其次是硬巖夾軟巖邊坡，硬巖-硬巖邊坡及軟巖夾硬巖邊坡。 硬巖軟巖互層邊坡對其敏感度最小，但從數值上看，確可看出先輕微減小后輕微增大再繼續減小的趨勢； 硬巖夾軟巖邊坡，硬巖-硬巖邊坡隨著巖層傾角的增大，呈現出先減小后逐漸增大的趨勢，當巖層傾角為25°時，邊坡安全性最小，而軟巖夾硬巖邊坡呈現出先基本不變，當超多45°后邊坡安全系數逐漸增大的趨勢。 由此可見，當巖層傾角在25°附近時，順層邊坡安全性最低，特別需要注意具有此順層傾角的天然邊坡穩定性。

圖2 不同影響因素下各組合邊坡計算所得安全系數

1.3 順層巖質邊坡巖層厚度的影響

為研究巖層厚度的影響，選擇硬巖-硬巖組合邊坡及硬巖-軟巖組合邊坡，固定巖層傾角50°，變化層厚0.1，0.3，0.5，0.7，1.0，1.2，1.5，2.0，3.0，5.0m，共計10個工況進行計算分析。 繪制不同巖層厚度與計算所得安全系數曲線如圖2（b）所示。據圖2（b）可知，隨著巖層厚度的增大，硬巖-硬巖邊坡與硬巖軟巖互層邊坡安全性均出現不同程度的降低。 具體來說，硬巖-硬巖邊坡在當巖層厚度低于2.0m內， 邊坡安全系數降低幅度較小，從3.30降至3.24，但當巖層厚度超過2.0m后，出現安全系數的急劇降低，由3.24降至2.66；硬巖軟巖互層邊坡在當巖層厚度低于1.5m內， 邊坡安全系數急劇降低，由4.57降至4.47，但當巖層厚度超過1.5m后， 出現安全系數的基本穩定甚至些微上升，由4.47升至4.48。 此外，從數值上看，隨著巖層厚度變化，硬巖軟巖互層邊坡安全性均遠大于硬巖-硬巖邊坡。

1.4 順層巖質邊坡坡角的影響

為研究巖層厚度的影響， 選擇四類組合邊坡，固定巖層傾角45°，層厚1m，邊坡開挖坡角變化范圍為30°～80°，10°為增量梯度， 共計6個工況進行計算分析。 繪制不同開挖坡角與計算所得安全系數曲線如圖2（c）所示。 據圖2（c）可知，隨著開挖坡角的逐漸增加，各組合邊坡安全系數均出現近乎線形的減小。 其中，硬巖夾軟巖組合邊坡對邊坡開挖坡角最為敏感，當坡角超過40°以后便無法計算收斂；軟巖夾硬巖組合邊坡及硬巖-硬巖邊坡次之， 可計算邊坡開挖坡角40°時的安全系數， 超過后邊坡繼續進行計算； 硬巖-軟巖邊坡則可以計算當開挖坡角最大為60°時的安全系數。 與此同時，隨著開挖坡角的增大， 安全系數由大到小的邊坡類型分別為硬巖-軟巖邊坡，硬巖夾軟巖組合邊坡，硬巖-硬巖邊坡及軟巖夾硬巖組合邊坡。

2 順層巖質邊坡開挖數值模擬

2.1 工程背景

廣巴高速起于廣元市西南約10km的楊家灣，止于巴中市東南約4km的穆家壩，全長148.805km。廣巴高速樁號K30+865～K31+025左側邊坡位于淺丘坡頂部位，為塊狀粉砂巖蓋頂于層狀紫紅色泥巖之上。粉砂巖分布于上部12～16m，呈土黃色，粗粒，含長石和巖屑成分較多。 巖層層面產狀298°∠120～16°，層面間距大于1.5m，面平直稍粗糙、層面結合緊密、無充填。 概化模型邊坡巖層傾角為順傾向20°，巖層厚度層狀紫紅色泥巖之上塊狀粉砂巖層厚平均2.7m，層狀紫紅色泥巖之下層厚平均1.5m。 左側第一級邊坡開挖坡角為38°，第二級邊坡開挖坡角56°，右側邊坡開挖坡角為56°。

2.2 天然穩定性分析

計算采用邊坡巖土體物理力學參數如表2。建立如圖3所示邊坡計算模型，其中左右邊界約束水平位移，底部約束兩向位移，頂面自由；計算模型底部長130m，左側邊界高56m，右側邊界高32m；采用6節點三角形單元進行網格劃分， 得到8239個單元，16698個節點。經計算，計算關鍵云圖如圖4所示。邊坡天然狀態下穩定性安全系數為3.79，處于穩定狀態。 左側邊坡坡頂最高處由于重力作用下存在最大位移，與此同時，右側邊坡最大位移隨著層面發展，向巖層結構面與底部邊界處匯集；最大剪應變為0.03，集中分布與左側邊坡最上部及右側邊坡巖層結構面與底部邊界交匯處聚集，印證了位移發展；從屈服區可以看出，邊坡在自重作用下，在左側邊坡、右側邊坡大部及邊坡中部上緣處發生大部分屈服。 綜合以上分析可以看出，邊坡在天然狀態下處于穩定狀態。

表2 邊坡巖土體物理力學參數

圖3 天然狀態下邊坡計算模型

圖4 天然狀態下邊坡計算關鍵云圖

2.3 開挖邊坡穩定性分析

鑒于道路修建途徑此處， 因此應根據實際開挖情況進行開挖穩定性分析， 確定邊坡開挖后的穩定及需要支護加固與否。 邊坡擬挖深度11～17m，開挖坡比1∶0.75，采用切層開挖。經計算，第一級邊坡開挖后穩定性安全系數為1.93，處于穩定狀態；第二級邊坡開挖后穩定性安全系數為0.96，處于不穩定狀態，需要采取支護加固治理，方可進行路面的修建。由邊坡開挖后屈服區分布圖5可以看出，第一級邊坡開挖后，邊坡在自重作用下，在左側邊坡、右側邊坡大部及邊坡中部上緣處發生小部分屈服， 較邊坡未開挖天然狀態下范圍更小，應力得到局部釋放；第二級邊坡開挖后，邊坡在自重作用下，在左側邊坡坡頂處、右側邊坡邊界處及邊坡中部開挖表面處發生小部分屈服，較第一級邊坡開挖范圍更小，應力得到進一步釋放，同時結合邊坡位移趨勢可知，邊坡開挖后開挖面底部受到擠壓，發生屈服。

圖5 開挖后邊坡塑性區分布云圖

綜合分析看出， 第一級邊坡開挖后邊坡仍處于穩定狀態， 但當第二級邊坡開挖后邊坡處于不穩定狀態，需要采取支護加固措施進行穩定，保證高速公路修建與運營的安全性。

3 邊坡加固數值模擬

3.1 抗滑樁加固

由于邊坡開挖完畢后處于不穩定狀態， 本文采取常見的抗滑樁、 錨桿框架梁及抗滑擋土墻進行加固數值模擬分析，以尋求較為適宜的加固方式。計算采邊支護結構參數如3。

表3 支護結構力學參數

采取抗滑樁加固開挖后的邊坡， 同時聯合削坡與噴射混凝土技術對坡面進行相應防護，其中布置1排抗滑樁，樁長16m，尺寸1.8 m×2.5m，加固于第一級邊坡頂部，邊坡左側后緣由于過于陡峭，對其進行小范圍削方處理， 同時施加10kPa均布荷載于路面，以模擬相應荷載對邊坡的反壓影響， 最后計算模型如圖6（a）。

圖6 不同支護方式邊坡計算模型

經計算， 邊坡在抗滑樁加固下穩定性安全系數為1.31，處于穩定狀態。邊坡的總位移分布及Mises應力分布分別如圖7（a），8（a）。 左側第一級邊坡坡頂存在最大位移，且出現于抗滑樁加固附近，原因可能在于邊坡抗滑樁對邊坡存在擾動。綜合分析看出，邊坡在抗滑樁加固作用下處于穩定狀態， 但由于抗滑樁的打入對于樁右側臨空邊坡土體的約束作用不強，同樣存在較大位移。

圖7 不同支護方式邊坡計算總位移云圖

圖8 不同支護方式邊坡計算Mises應力分布

3.2 錨桿框架梁加固

本文采取錨桿框架梁加固開挖后的邊坡， 同時聯合削坡與噴射混凝土技術對坡面進行相應防護，其中第二級邊坡布置4排錨桿，間距5m，長度從長到短依次為25，21，17，12m； 第一級邊坡布置3排錨桿，間距5m，長度均為17m；錨索與水平面成30°打入邊坡體，直徑150mm；邊坡左側后緣由于過于陡峭，對其進行小范圍削方處理，同時施加10kPa均布荷載于路面，以模擬相應荷載對邊坡的反壓影響，最后計算模型如圖6（b）。

經計算， 邊坡在錨桿框架梁加固下穩定性安全系數為1.32， 處于穩定狀態。 邊坡的總位移分布及Mises應力分布分別如圖7（b）、圖8（b）。 右側邊坡出現最大位移6.78cm，左側邊坡位移支護較為均勻，展現出錨桿對邊坡位移支護的良好性能；Mises應力及塑性區同時表明，路面下部至巖層結構面區域、巖層結構面與模型底部邊界交匯處存在較大應力集中。綜合分析看出， 邊坡在錨桿加固作用下處于穩定狀態，且位移能夠得到良好的控制。

3.3 抗滑擋土墻加固

采取抗滑擋土墻加固開挖后的邊坡， 最后計算模型如圖6（c）。 經計算，邊坡在擋土墻加固下穩定性安全系數為1.13，處于基本穩定狀態。 邊坡的總位移分布及Mises應力分布分別如圖7（c）、圖8（c）。邊坡左側最高處出現最大位移7cm，相較于開挖后邊坡位移發展趨勢并無太大變化，安全系數得以提高，這與擋土墻加固原理吻合， 僅依靠自身重力對墻后變形土體產生約束；Mises應力及塑性區同時表明， 擋土墻底部至巖層結構面區域、 巖層結構面與模型底部邊界交匯處存在較大應力集中。綜合分析看出，邊坡在擋土墻加固作用下處于基本穩定狀態， 但未能滿足規范要求的安全系數1.15。

根據對3種加固方式的計算，對比發現，邊坡在抗滑樁加固作用下處于穩定狀態，安全系數為1.32，但由于抗滑樁的打入對于樁右側臨空邊坡土體的約束作用不強，邊坡第一級邊坡坡面存在較大位移；邊坡在錨桿加固作用下處于穩定狀態， 安全系數為1.31，且位移能夠得到良好的控制；邊坡在擋土墻加固作用下處于基本穩定狀態， 但未能滿足規范要求的安全系數1.15，且位移約束效果不佳，加之擋土墻體量過大， 現場施工不便， 因此舍棄擋土墻加固方案，最優可采用錨桿框架梁加固方案。

4 結語

（1）通過系統研究順層巖質邊坡結構類型及破壞機理， 根據順層巖質邊坡的結構類型及巖層單層厚度的組合，可將順層巖質邊坡分為硬巖-硬巖互層組合邊坡，硬巖-軟巖互層組合邊坡，硬巖夾軟巖組合邊坡及軟巖夾硬巖組合邊坡4類。

（2）發現當巖層傾角在25°附近時，順層邊坡安全性最低， 特別需要注意具有此順層傾角的天然邊坡穩定性；隨著巖層厚度的增大，硬巖-硬巖邊坡與硬巖軟巖互層邊坡安全性均出現不同程度的降低且硬巖軟巖互層邊坡安全性均遠大于硬巖-硬巖互層邊坡；隨著開挖坡角的逐漸增加，各組合邊坡安全系數均出現近乎線形的減小；與此同時，隨著開挖坡角的增大，安全系數由大到小的邊坡類型分別為硬巖-軟巖邊坡，硬巖夾軟巖組合邊坡，硬巖-硬巖邊坡及軟巖夾硬巖組合邊坡。

（3） 案例涉及的順層邊坡在天然狀態下具有較好的自穩性，但在路塹開挖未支護情況下易失穩；在抗滑樁加固作用下處于穩定狀態，但存在較大位移；在錨桿加固作用下處于穩定狀態， 且位移能夠得到良好控制； 邊坡在擋土墻加固作用下處于基本穩定狀態，但未能滿足規范要求的安全系數1.15，且位移約束效果不佳， 加之擋土墻體量過大， 現場施工不便。 綜合選用錨桿框架梁加固方案。