基于強(qiáng)度折減法的某高邊坡穩(wěn)定性分析

石天文

(貴州省交通巖土工程有限責(zé)任公司)

1 烏木鋪高邊坡工程地質(zhì)條件

烏木鋪高邊坡位于貴州省畢節(jié)至威寧高速公路第5 合同段，全長(zhǎng)520 m。路段位于赫章縣野馬川鎮(zhèn)烏木鋪村，自然坡橫坡向高陡，坡高約500 m，坡度約60°。坡體上覆第四系殘坡積(Qel + dl)粉質(zhì)粘土，下伏二疊系下統(tǒng)茅口組(P1m)灰?guī)r。工程區(qū)有一條大的斷層(即野馬川斷層(Fx))，區(qū)域性野馬川斷層從高邊坡的右側(cè)通過，工程區(qū)受斷層影響，邊坡巖體較破碎，節(jié)理、裂隙發(fā)育，巖層及結(jié)構(gòu)面產(chǎn)狀變化較大。烏木鋪高邊坡整體立面圖如圖1 所示。

根據(jù)開挖坡面基巖露頭量測(cè)統(tǒng)計(jì)，場(chǎng)區(qū)構(gòu)造節(jié)理裂隙主要發(fā)育有3 組:Ⅰ組節(jié)理裂隙:其產(chǎn)狀為20～70° ＜70～90°，間距0.2～2 m，每平方米發(fā)育2～5 條，該組裂隙延伸長(zhǎng)，部份貫穿巖體至坡腳處。Ⅱ組節(jié)理裂隙:其產(chǎn)狀為340～30°＜40～60°的節(jié)理裂隙(J2)與邊坡走向一致，間距0.2～3 m，每平方米1～3 條，裂面較平整，呈微張～閉合，張開度為5～10 mm，裂面間見少量黃色粘土充填。該組節(jié)理裂隙為場(chǎng)區(qū)控制性節(jié)理裂隙。Ⅱ組與Ⅰ組裂隙將邊坡巖體切割成塊狀。Ⅲ組裂隙:其產(chǎn)狀為120～160° ＜20～60°，間距大，呈不規(guī)則分布，該組裂隙對(duì)邊坡巖體作了進(jìn)一步的切割。

根據(jù)國家地震局頒布的《中國地震動(dòng)參數(shù)區(qū)劃圖》(GB 18306－2001)，場(chǎng)區(qū)地震動(dòng)反應(yīng)譜特征周期為0.35 s，地震動(dòng)峰值加速度值為0.05 g，場(chǎng)區(qū)地震基本烈度為Ⅵ度。據(jù)地質(zhì)調(diào)繪，場(chǎng)區(qū)主要巖土層有:粉質(zhì)粘土(Qel +dl)的覆蓋層;基巖:場(chǎng)下伏基巖為二疊系下統(tǒng)茅口組(P1m)灰?guī)r;強(qiáng)風(fēng)化層:灰色，中厚～厚層狀，節(jié)理裂隙發(fā)育，場(chǎng)區(qū)均有分布。中風(fēng)化層:灰色，中厚～厚層狀，局部節(jié)理裂隙發(fā)育，方解石脈充填，巖體較完整，巖質(zhì)較硬。水文地質(zhì)條件較為簡(jiǎn)單，場(chǎng)區(qū)地下水為碳酸鹽巖巖溶水，地下水埋藏較深。

Ⅰ組節(jié)理裂隙(J1)在坡體內(nèi)分布范圍較廣，局部地方密度較大，形成節(jié)理裂隙密集帶，破壞了巖體的完整性，潛在的滑體被該組結(jié)構(gòu)面切割成為斷續(xù)狀。在開挖過程中，受施工擾動(dòng)影響，與J2組結(jié)構(gòu)面和間或出現(xiàn)的小型溶槽(洞)組合，局部巖體易于出現(xiàn)垮塌與滑動(dòng)。由于J2組(Ⅱ組節(jié)理裂隙)結(jié)構(gòu)面大體上順坡向，使其可能成為高邊坡發(fā)生局部或者整體滑動(dòng)破壞的潛在滑面。因此，J2組節(jié)理面的傾角與強(qiáng)度很大程度上決定了坡體的穩(wěn)定性。Ⅲ組節(jié)理裂隙(J3)在坡面出現(xiàn)的頻率較低，但局部密度較大區(qū)域形成節(jié)理裂隙密集帶，破壞邊坡巖體的完整性，同樣切割潛在的滑體，使滑體在其后緣更加易于出現(xiàn)拉裂縫。因此，該高邊坡的整體穩(wěn)定性主要由順坡向的結(jié)構(gòu)面所控制，擬綜合采用有限元強(qiáng)度折減法和極限平衡法對(duì)該高邊坡的穩(wěn)定性進(jìn)行詳細(xì)研究。

2 有限元分析法及模型

將邊坡巖土體的內(nèi)摩擦系數(shù)和內(nèi)聚力除以同一個(gè)折減系數(shù)F，從而獲得一組新的強(qiáng)度參數(shù)并重新進(jìn)行計(jì)算，如此反復(fù)，當(dāng)有限元分析不收斂時(shí)，對(duì)應(yīng)的折減系數(shù)就是所求的強(qiáng)度折減安全系數(shù)，這就是有限元強(qiáng)度折減法。強(qiáng)度折減系數(shù)的概念在1975年首次由Zienkiewicz 在彈塑性有限元數(shù)值方法中引入。Grifiths 全面地探討了該方法在巖土力學(xué)領(lǐng)域三大方面的應(yīng)用，即邊坡穩(wěn)定性分析、擋土墻、地基基礎(chǔ)設(shè)計(jì)。Matsui 和San 分析了開挖邊坡和人工填筑邊坡的穩(wěn)定性。Manzari 等研究表明:邊坡穩(wěn)定有限元強(qiáng)度折減安全系數(shù)對(duì)巖土體材料的剪脹角比較敏感，隨著剪脹角增大，其計(jì)算得到的強(qiáng)度折減安全系數(shù)也逐漸增大。宋二祥采用有限元強(qiáng)度折減法對(duì)土壩的穩(wěn)定性進(jìn)行了分析，所不同的是巖體材料強(qiáng)度參數(shù)的變化通過弧長(zhǎng)法來控制。連鎮(zhèn)營等采用有限元強(qiáng)度折減法對(duì)基坑的變形與穩(wěn)定性進(jìn)行了深入的分析，坡體失穩(wěn)是通過廣義剪應(yīng)變?cè)谶吰麦w內(nèi)的是否貫通來判斷。鄭宏等通過研究表明在有限元強(qiáng)度折減計(jì)算時(shí)，要對(duì)巖土體的彈性模量和泊松比進(jìn)行相應(yīng)的調(diào)整。和經(jīng)典的條分法相比，強(qiáng)度折減有限元法較傳統(tǒng)的方法具有如下優(yōu)點(diǎn):(1)滿足所有的受力平衡條件;(2)能夠?qū)哂袕?fù)雜地貌、地質(zhì)的邊坡進(jìn)行計(jì)算;(3)考慮了材料的非線性彈塑性本構(gòu)關(guān)系，以及變形對(duì)應(yīng)力的影響;(4)能夠模擬邊坡的失穩(wěn)過程及其滑移面形狀;(5)能夠模擬邊坡與支護(hù)的共同作用及其它更加復(fù)雜耦合過程;(6)求解安全系數(shù)時(shí)，可以不需要假定滑移面的形狀，也無需進(jìn)行條分。近年來該方法在工程中應(yīng)用越來越廣泛，很多著名的巖土工程分析軟件也內(nèi)嵌了該方法。

選取該場(chǎng)區(qū)典型剖面建立有限元計(jì)算模型，根據(jù)該高邊坡的工程地質(zhì)條件和現(xiàn)場(chǎng)結(jié)構(gòu)面的出露情況，計(jì)算模型主要考慮場(chǎng)區(qū)中控制性J2組結(jié)構(gòu)面和近乎直立的J1組結(jié)構(gòu)面，其中，I 組節(jié)理結(jié)構(gòu)面間距簡(jiǎn)化為20 m，II 組節(jié)理結(jié)構(gòu)面間距簡(jiǎn)化為6 m，兩種節(jié)理均遍布整個(gè)場(chǎng)區(qū)。有限元計(jì)算模型如圖1 所示。依據(jù)原設(shè)計(jì)方案，整個(gè)坡體分十級(jí)進(jìn)行開挖，每級(jí)開挖高度為15 m。

圖1 有限元計(jì)算模型

3 潛在破壞模式分析

(1)高邊坡地層巖性主要為中風(fēng)化(或弱風(fēng)化)灰?guī)r，巖層產(chǎn)狀變化較大。受節(jié)理裂隙切割，邊坡巖體較破碎。結(jié)構(gòu)面(節(jié)理裂隙面)分布密度大的局部地帶，加上溶蝕(槽)的存在，巖體易于發(fā)生變形破壞。由于坡體陡峻，自然狀態(tài)下坡體表層易于形成拉裂縫。

(2)邊坡開挖后，受施工爆破等影響，以及密集節(jié)理裂隙、溶槽等不利組合，易于出現(xiàn)小規(guī)模變形體。工程邊坡表層失穩(wěn)主要以節(jié)理裂隙面張開，塊體沿優(yōu)勢(shì)裂隙面發(fā)生滑動(dòng)為主。破壞方式主要為淺、深層滑動(dòng)破壞模式。

(3)工程邊坡可能的淺部滑動(dòng)模式為:潛在滑體后緣拉裂面為J1組節(jié)理裂隙面，滑動(dòng)面為外傾的J2組結(jié)構(gòu)面，可在不同高程處剪出，局部可能剪斷卸荷巖體。

(4)邊坡深部滑動(dòng)可能模式為:潛在滑體后緣拉裂面為J1組節(jié)理裂隙面，滑動(dòng)面為外傾的J2組結(jié)構(gòu)面，剪出口在高邊坡坡面下部或者在坡腳堆積體處。切方邊坡形成后，潛在滑體可能沿路基左側(cè)挖方坡腳剪出。

總體而言，高邊坡整體破壞模式為J1組節(jié)理裂隙處出現(xiàn)拉裂縫至坡腳處坡體沿順坡向結(jié)構(gòu)面(J2)滑動(dòng)并從坡腳剪出的破壞形式。

采用有限元強(qiáng)度折減法計(jì)算典型剖面的穩(wěn)定性，圖3 為計(jì)算得到的邊坡開挖完成后強(qiáng)度折減至極限狀態(tài)時(shí)的位移等色圖?？梢姡吰逻_(dá)到極限狀態(tài)時(shí)，坡體內(nèi)的位移出現(xiàn)了突變，表明邊坡即將失穩(wěn)，位移突變上部邊界為J1 組節(jié)理裂隙形成的拉裂縫，其下部邊界為J2組節(jié)理裂隙，從而形成貫通的滑移面(如圖2 中所示)。因此該邊坡潛在的破壞模式為深部滑動(dòng)模式，即潛在滑體后緣拉裂面為J1組節(jié)理裂隙面，滑動(dòng)面為外傾的J2組結(jié)構(gòu)面。剪出口在高邊坡坡面下部或者在坡腳堆積體處，切方邊坡形成后，潛在滑體可能沿路基左側(cè)挖方坡腳剪出。

4 高邊坡穩(wěn)定性評(píng)價(jià)

根據(jù)典型剖面的地質(zhì)分布圖和該高邊坡的潛在破壞模式，建立計(jì)算模型如圖1 和3 所示，其中圖2 為加固后的有限元計(jì)算模型，圖3 為極限平衡分析模型。自然狀態(tài)下該高邊坡的有限元強(qiáng)度折減安全系數(shù)為K =1.055，極限平衡法得到的安全系數(shù)為K=1.051，兩者結(jié)果基本一致。

圖2 邊坡開挖完成后強(qiáng)度折減至極限狀態(tài)的位移等色圖

為了保證高邊坡下方道路的安全暢通，避免出現(xiàn)對(duì)人民生命財(cái)產(chǎn)安全造成危害的事件，需要對(duì)高邊坡進(jìn)行加固。初步擬定的加固方案為預(yù)應(yīng)力錨索加固:第一級(jí)～第六級(jí)每根錨索加固力為1 500 kN，第七級(jí)及以上每根錨索加固力為1 400 kN，錨索水平間距為4 m，坡面高度方向間距為5 m。按照上述加固方案，采用有限元強(qiáng)度折減和極限平衡法計(jì)算得到的安全系數(shù)分別為1.12 和1.123。

圖3 極限平衡分析模型

可見加固后的安全系數(shù)也只達(dá)到了1.12，無法滿足工程要求，因此需要對(duì)設(shè)計(jì)方案進(jìn)行調(diào)整。根據(jù)高邊坡工程實(shí)際，從第一級(jí)至第六級(jí)坡錨索錨固力調(diào)整為1 800 kN，水平間距為3 m，優(yōu)化加固方案后采用有限元強(qiáng)度折減法和極限平衡法計(jì)算得到的邊坡安全系數(shù)分別為1.24 和1.241，基本滿足工程要求。

5 結(jié) 論

(1)首先基于高邊坡現(xiàn)場(chǎng)調(diào)查、勘察報(bào)告成果，判定高邊坡變形破壞模式為淺、深部滑動(dòng)模式，并由有限元強(qiáng)度折減法計(jì)算結(jié)果表明具體破壞模式為深部滑動(dòng)模式，即潛在滑體后緣拉裂面為J1組節(jié)理裂隙面，滑動(dòng)面為外傾的J2組結(jié)構(gòu)面。剪出口在高邊坡坡面下部或者在坡腳堆積體處，切方邊坡形成后，潛在滑體可能沿路基左側(cè)挖方坡腳剪出。

(2)有限元強(qiáng)度折減法和極限平衡法的計(jì)算結(jié)果表明，在自然狀態(tài)下坡體的穩(wěn)定性安全系數(shù)較低，無法滿足工程要求，必須進(jìn)行加固處理;初步的加固設(shè)計(jì)方案后，高邊坡的安全系數(shù)提高到1.12，仍然無法滿足工程要求，需對(duì)初步加固方案進(jìn)行調(diào)整。

(3)采用有限元強(qiáng)度折減法對(duì)高邊坡的加固進(jìn)行優(yōu)化調(diào)整，計(jì)算結(jié)果表明:從第一級(jí)至第六級(jí)坡錨索錨固力調(diào)整為1 800 kN，水平間距為3 m，該高邊坡的穩(wěn)定性安全系數(shù)可基本滿足工程要求?？梢詾橘F州省同類高邊坡的設(shè)計(jì)和治理提供一定的參考。

［1］宋二祥.土工結(jié)構(gòu)安全系數(shù)的有限元計(jì)算［J］.巖土工程學(xué)報(bào)，1997，19(2):1－7.

［2］連鎮(zhèn)營，韓國城，孔憲京.強(qiáng)度折減有限元法研究開挖邊坡的穩(wěn)定性［J］.巖土工程學(xué)報(bào)，2001，23(4):407－411.

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