云南文山馬鹿塘特大橋北側岸坡穩定性評價

李向清，劉文遠，柯 洪，余文章

（中國能源建設集團云南省電力設計院有限公司，云南 昆明 650011）

1 工程概況

馬鹿塘特大橋位于云南省文山州麻栗坡縣天保鎮南溫河村境內，距離天保鎮直線距離約20 km，特大橋跨越馬鹿塘水庫，橋位軸線走向方位角為27°，與南溫河夾角約90°，距離水庫大壩約6.0 km。工程區屬于低緯度南亞熱帶季風氣候，受地形條件影響，氣候垂直分帶明顯。麻栗坡縣年平均氣溫17.5℃，年平均降水量1 083.4 mm，年平均蒸發量1 367.6 mm，年平均相對濕度85.3%，年平均絕對濕度17.2 mg/L。

橋梁采用整幅方案，中心樁號為K28+715，設計橋長1 007 m。下部結構，橋墩擬采用柱式墩，基礎采用樁基礎；橋臺擬采用肋板臺，基礎為樁基礎。

2 北側岸坡地質條件

2.1 工程地質條件

2.1.1 地形地貌

研究區屬中等切割的侵蝕～溶蝕中山地貌和溶蝕槽谷相間地貌。河谷為典型的 “V” 形谷，橋區地面標高介于544.00 m～932.00 m之間，相對高差約388.00 m。周圍多分布旱地，斜坡地形坡度較陡，坡面植被稍密，多為經濟林。北側岸坡較陡，縱向自然坡度35°～45°，河谷深切，偶見基巖出露，植被較發育，主要為經濟林。橋軸線地面高程在544.00 m～810.81 m之間，相對高差約266.81 m。

2.1.2 地質構造及地震烈度

研究區有南溫河斷裂（F145）［1］通過，與橋位近乎于角度垂直相交，該斷裂北西起麻栗山南，向南東經南歪村、新田村北，至南溫河村首次與路線相交，后沿南溫河西岸延伸，過新寨分水嶺埡口到銅塔南東交于文麻斷裂。斷裂長46 km，總體走向為280°～300°，傾向北東，傾角65°～80°。沿斷裂帶石英脈發育，硅化強烈，兩側變質巖系發生明顯位移，斷裂力學性質主要為壓扭性走滑斷層（見圖1）。

圖1 第四紀活動斷裂分布圖

根據GB 18306—2015中國地震動參數區劃圖，橋址所在的地段地震基本烈度為6度。依據JTJ B02—2013公路工程抗震設計規范對于高速公路上的抗震重點工程，可提高1度按7度采取抗震措施。

根據地質調繪和已有鉆探資料，研究區覆蓋層由第四系殘坡積成因的粉質黏土組成，分布于緩坡地段，揭露厚度為3.10 m～4.50 m；以下依次為厚度4.00 m～31.30 m的全風化花崗片麻巖（Gn），厚度為3.00 m～20.40 m的強風化塊狀夾砂狀花崗片麻巖；下伏基巖為中風化加里東期（Gn）花崗片麻巖。

2.2 水文地質條件

2.2.1 地表水

研究區地表水較發育，地表水主要為大氣降水形成的暫時性地表面流及沖溝流水，地表水斷面流量受降雨量控制，主要順坡及溝向低處排泄，匯流于馬鹿塘水庫。部分沿裂隙下滲補給地下水。北側岸坡橋軸線左側發育有地表溪流，溪流流量受大氣降水控制，沿低地勢方向流淌，最終匯流于馬鹿塘水庫，踏勘期間溪流流量介于0.5 L/s～1.0 L/s。

2.2.2 地下水

研究區地下水為松散層孔隙滯水和基巖裂隙水兩種類型。松散層孔隙滯水賦存于黏性土層裂隙、空隙中，其賦存空間有限、無統一的地下水水位，且季節性變幅較大。雨季施工可能存在滲水現象，對工程有一定影響。基巖裂隙水賦存于全～強風化花崗片麻巖風化裂隙、破碎帶中，屬弱承壓水，透水性一般，水量一般。地下水主要來源為大氣降水，受地形條件，裂隙發育程度等諸因素控制。

3 巖土參數、計算工況及控制標準

3.1 巖土參數

巖土層參數值見表1。

表1 巖土層參數值

3.2 計算工況及控制標準

根據研究區實際情況計算工況共考慮工況1（天然工況）、工況2（暴雨工況）、工況3（地震工況）、工況4（水位降落期+天然工況）、工況5（水位降落期+暴雨工況）5種工況。各工況下的控制標準見表2。

表2 控制標準

4 北側岸坡穩定性評價

采用赤平投影法、剛體極限平衡法及強度折減法對北側岸坡進行穩定性分析。

4.1 赤平投影法

岸坡整體全風化花崗片麻巖層較薄，岸坡部分區域中風化花崗片麻巖出露，巖層片麻理產狀為63°∠38°，反傾，受區域地質構造和河流切割卸荷作用影響，岸坡發育節理裂隙錯亂復雜，規律性不強，貫通性不強，根據現場踏勘及勘察報告相關內容，二組典型的節理產狀為L1：287°∠70°，L2：170°∠72°。

根據赤平投影分析［2-3］，見圖2，二組裂隙L1，L2與坡面大角度相交，不構成不利結構面，層面與坡面小角度相交但傾向相反，不構成不利結構面。據現場踏勘及岸坡調查，岸坡未發生大面積滑塌現象，僅部分區域有淺表覆蓋層滑落、滑塌現象，故綜合判定，目前岸坡穩定性較好［4］。

圖2 赤平投影分析圖

4.2 剛體極限平衡法

根據北側岸坡地質縱斷面圖建立計算模型。岸坡表層粉質黏土層較薄，對岸坡穩定性評價作用不大，模型簡化后統一按全風化花崗片麻巖考慮；橋梁墩臺作用力通過深基礎作用到中風化基巖中，對邊坡整體穩定性影響較小，未計入。水位降落期水作用采用總應力法，土條底孔隙水壓力采用近似計算方法。計算采用簡化Bishop法［5］。據理正軟件反復自動不利面搜索后，確定主塔上、下潛在滑動面如圖3，圖4所示。

圖3 主塔上斜坡斷面圖

圖4 主塔下斜坡斷面圖

剛體極限平衡法計算結果詳見表3。

表3 剛體極限平衡計算成果表

對于主塔上斜坡，地震工況滿足穩定性控制標準，天然工況及暴雨工況均不滿足穩定控制標準。主塔上斜坡坡體在自重作用下，有沿全風化花崗巖與強風化花崗巖交界面處滑動的趨勢，形成厚度為10 m～20 m、沿坡向長度約為70 m的潛在滑體。潛在滑體下緣緊挨主塔，造成不利影響，故需對主塔上斜坡采取有效的加固措施。

對于主塔下斜坡，主要受水位變化影響，根據工況4（水位降落期+天然工況）、工況5（水位降落期+暴雨工況）的計算結果知，主塔下斜坡穩定性滿足要求。主塔下斜坡主要分布巖性為強風化花崗片麻巖，強風化巖層節理裂隙發育，水位降落期坡體內的水能夠較快的通過節理裂隙滲出至坡外，進而快速減弱了坡體內水壓力的不利作用，同時強風化的巖塊有一定的鑲嵌自穩能力，故主塔下斜坡穩定性較好。

4.3 數值模擬分析

采用有限元計算軟件，開展二維邊坡穩定計算。

在對邊坡穩定性進行數值計算時，巖體采用彈塑性Mohr-Coulomb本構模型［6-7］。

4.3.1 邊界條件及判據

模擬邊坡情景設置邊界條件，本次模擬設定左側、右側、下側邊界位移變化為0。全風化花崗片麻巖網格間距為0.5 m，強風化花崗片麻巖網格間距為1.0 m～2.0 m，下部網格間距為3.0 m～5.0 m。

采用強度折減法進行安全系數計算，即在外部荷載不變的情況下不斷對巖土體的力學參數按一定比例進行折減，當折減達到臨界強度時則巖土的力學參數與臨界力學參數的比值即為安全系數。

以求解不收斂或塑性應變區貫通作為邊坡失穩的判據。

4.3.2 計算結果

利用強度折減法模擬不同工況下邊坡穩定安全系數。首先進行地應力平衡模擬邊坡自重（g=9.8 N/kg）應力場得出自然岸坡的塑性區云圖及穩定系數，然后分別采用暴雨工況巖土力學參數及施加指向坡外的地震作用力（綜合水平地震系數取0.025），得出暴雨工況、地震工況的塑性區云圖及穩定系數（見圖5～圖7）。

圖5 工況1塑性區云圖(安全系數1.250)

圖7 工況3塑性區云圖(安全系數1.206)

采用強度折減法得出的安全系數較剛體極限平衡法稍大。

工況1（天然狀態）、工況2（暴雨狀態）斜坡穩定性不滿足控制標準。塑性區云圖中有3條塑性貫通帶，其中2條位于全風化花崗片麻巖層中，底部位于全風化與強風化巖層交界處，下緣僅靠主塔，另外1條塑性貫通帶較深，主要位于強風化花崗片麻巖巖層中，底部位于強風

化與中風化巖層交界處。可見，主塔上斜坡全風化巖層仍可能形成潛在滑體，這與剛體極限平衡法模擬結果一致，同時此法揭露出1條更深的塑性貫通帶，但從塑性區云圖知其貫通性不強。故需對主塔上斜坡采取有效的加固措施。工況3（地震工況）塑性區云圖有1條塑性貫通帶位于全風化花崗片麻巖層中，底部位于全風化與強風化巖層交界處，且其安全系數滿足控制標準，與剛體極限平衡法模擬結果一致。

圖6 工況2塑性區云圖(安全系數1.200)

5 結論

依次運用赤平投影法、剛體極限平衡法、強度折減法得出岸坡目前的穩定狀態及潛在破壞面，得出如下結論：

1）赤平投影法分析得出，北側岸坡片麻理內傾，且與優勢裂隙面無不利結構面組合。

2）剛體極限平衡法（簡化Bishop法）得到的安全系數略小于強度折減法。

3）北側岸坡主塔上斜坡，天然工況、暴雨工況不滿足穩定性控制標準，主塔下斜坡滿足穩定性控制標準。

4）建議對主塔上斜坡全風化巖層采取加固措施。