順層巖質邊坡穩定性分析與應力監測研究

魏俊奇,王禮珍,王 麗

(1.陜西省交通建設集團公司靖王分公司,陜西 榆林 719000;2.西安公路研究院,陜西 西安 710054;3.陜西省交通建設集團公司榆靖分公司,陜西 榆林 719000)

0 前 言

隨著大規模建設由平原區向西部山區挺進,建設過程中不可避免的開挖形成了大量的巖質邊坡,對這些人工開挖形成的巖質邊坡的穩定性評價越來越成為邊坡工程研究領域的重點和熱點。順層巖質邊坡是一種較為常見的巖質邊坡類型,由于受到平行結構面存在的影響,邊坡較易沿結構面滑動而失穩,因此需要對該類邊坡的穩定性進行監測。傳統的監測方式主要以位移監測為主,但該方法代價高,預警時間滯后,不適合于這類大量存在且失穩具有突發性的邊坡類型。本文嘗試采用應力監測,即采用錨桿受力監測邊坡內部應力變化的方式對順層巖質邊坡的穩定性進行評價,并結合達渝高速一段邊坡的現場試驗監測成果,評價了該監測方法的可行性[1]。

1 有限元計算模型的建立

首先采用有限元計算方法對邊坡易失穩的敏感部位進行分析,為現場應力監測試驗確定監測位置。

1.1 采用的方法與屈服準則

采用強度折減的方法求解邊坡達到極限平衡狀態時的滑動面位置。強度折減法的原理在于通過不斷降低巖土體的抗剪強度參數,使邊坡逐漸達到極限平衡狀態而失穩,計算公式如式(1)、式(2)所示。其中Fs為折減系數,即安全系數;c、φ分別為巖土體的粘聚力與內摩擦角;cs、φs分別為折減后巖土體的粘聚力與內摩擦角。

較為常見的屈服準則多為Mohr-Coulomb準則,但由于Mohr-Coulomb準則在 π平面上的投影存在棱角,所以出現了不同的修正形式,主要有內切圓錐、內角外接圓錐、外角外接圓錐、內切圓錐、等效摩爾圓即等面積圓屈服準則,如圖1所示。由于等面積圓的面積等于不等角六邊形Mohr-Coulomb屈服強度的面積,可以代替傳統的Mohr-Coulomb屈服準則,不僅可以消除Mohr-Coulomb屈服準則的屈服面為不規則六邊形截面存在的尖頂和棱角給數值計算帶來的困難,而且計算平均誤差小、離散度小[2-4]。本文有限元計算采用的屈服準則為徐干成、鄭穎人等人的研究得出的Mohr-Coulomb等面積圓屈服準則,表達式如式(3)所示,Mohr-Coulomb等面積圓屈服準則中的參數 α、k的表達式為[5-7]式(4)、式(5)所示,有限元計算中將式(1)、式(2)中對 c、φ折減轉化為對α、k折減,如式(6)所示。

式中:I1為應力張量的第一不變量;J2為應力偏量的第二不變量;α、k與介質內摩擦角φ和凝聚力c有關的系數。

式中:c、φ分別為巖土體的粘聚力與內摩擦角。

1.2 有限元計算模型的建立

計算選取的巖質邊坡高度為30 m,邊坡坡度為1∶0.5,平行的結構面間距分別為 10 m 、5 m、3 m、1 m等4種情況,結構面寬度為0.2 m,傾角為30°。并采用的數值計算軟件MSC.Marc軟件進行計算,計算網格在結構面位置處加密,在巖體位置處則劃分較為稀疏。計算采用的本構關系為摩爾庫倫等面積圓屈服準則,由于巖石強度較高,所以僅在計算過程中不斷降低結構面位置處的巖土體強度參數,使邊坡達到失穩,此時計算不收斂。計算模型分析邊坡破壞形式的有限元網格劃分圖如圖2所示,計算所選擇的參數見表1。

圖2 不同結構面間距的有限元網格劃分圖

表1 計算采用的材料參數

2 計算結果分析

圖3 邊坡失穩時的滑動面圖

從圖3中可以看出順層巖質邊坡失穩時滑動面位于軟弱結構面位置處,其位置為地面以上最接近邊坡坡腳處的結構面,結構面間距越小這種趨勢越明顯,當結構面間距過小時(間距=1 m),破壞區域增大,可以認為順層的巖質邊坡失穩時都是在最接近坡腳處的結構面處出現破壞,該處為穩定性敏感部位,采用應力監測時應以該位置處為主。

巖塊內部由于粘聚力較大,巖塊自身很難出現剪切破壞,而軟弱結構面處由于抗剪強度較低所以破壞位置處出現在巖塊與結構面的交界處(見圖4(a)),在交界處維系 G·sinα與τ的力學關系,當 τ=G·sinα,邊坡處于極限平衡狀態。其中G=0.5·ρ·a·b·|sinβ|(取巖塊的厚度為 1 m),τ=c+σ·tanφ。對同一邊坡可以認為邊坡體材料是各項均值同性的,即 ρ、β、τ的值是固定的,在 G·sinα中其值隨著a、b、sinα的變化而變化。對于順層巖質邊坡可近似認為其邊坡結構面之間是平行關系,由圖4(b)中可知 Δ OAD 的重心位置為O1,Δ OBC的中心位置O2在OO1的延長線上,可以得出二者與節理面的夾角均為90°-α,則sinα的值是不變的。G·sinα只是與a、b有關的物理量,隨著a、b的增大而增大。在臨空面以上最近于坡腳處的結構面處的a、b值最大,從而產生的下滑力也是最大的,最容易在該處出現滑塌。

以往對公路巖質邊坡一般采用測斜管位移監測的形式,該方法具有明顯的滯后性,即監測到大的位移變形時邊坡已經破壞,無法及時加固。以上的理論分析結果表明和順層巖質邊坡破壞息息相關的物理量應該是邊坡巖體的受力而不是變形。本文有鑒于此采用在順層邊坡結構面位置處布設測力錨桿進行受力監測,即在錨桿上焊接鋼筋計進行應力量測的方法,通過應力的變化來評價邊坡的穩定性[7-9]。

圖4 幾何計算簡圖

3 現場測試數據分析

達渝高速銅鑼山隧道出口處的一段巖質高邊坡為典型的順層巖質邊坡,邊坡高22.8 m,為三級邊坡,坡度均為1∶0.75,由于該邊坡的結構面傾角為30°,與坡面傾角相差不大,故巖層在坡面出露位置不多,結構面間距為1.6 m;監測錨桿與水平面夾角為20°,位置均在每級邊坡最近于坡腳處的結構面上方,錨桿直徑為28mm,鋼筋計布設位置約為距錨頭1 m、3 m、5 m(如圖5所示),通過對該邊坡的穩定性進行長期的監控分析,評價該邊坡的安全狀況。

圖5 鋼筋計布設圖

現場試驗的結果如圖6所示,監測結果顯示鋼筋計的應力均是在前40 d內出現較大的變化,一級邊坡變化最明顯的1 m深度位置處錨桿軸力由0變化為23MPa;二級邊坡變化最明顯的1 m深度位置處錨桿軸力由0變化為11MPa;三級邊坡變化最明顯的1 m深度位置處錨桿軸力由0變化為7.7MPa。而在后期基本趨于穩定,一級邊坡受力最大的1 m深度位置處錨桿應力穩定為30.6MPa左右;二級邊坡受力最大的1 m深度位置處錨桿應力穩定為15MPa左右;三級邊坡受力最大的1 m深度位置處錨桿應力穩定為19.6MPa左右。這是由于邊坡卸荷作用影響下,內部應力進行一定的調整,當應力調整完成時,邊坡趨于穩定,此時監測數據也趨于穩定。每級邊坡位于最近于該級邊坡坡腳處、且在地面或平臺以上的結構面位置處監測錨桿的應力最大,這與數值計算、理論分析的結果相吻合,一級邊坡鋼筋計應力最大,最大值為30.6MPa,小于鋼筋設計抗拉強度300MPa,表明該邊坡在開挖后內部應力變化完成后基本趨于穩定狀態。

4 結 論

(1)利用數值計算的方法得出順層巖質邊坡由于軟弱結構面的存在,其最先達到極限平衡并出現破壞的部位為地面上距離坡腳處最近的結構面位置處。

圖6 鋼筋計應力監測數據

(2)現場應力監測的結果顯示,結構面的存在是影響巖質邊坡穩定性的最主要因素,監測結果顯示對于多級邊坡應當對每級邊坡的距離坡腳處最近的、且在地面或平臺以上的結構面位置進行監測。達渝高速一段巖質邊坡的監測結果顯示應力監測方法是合理的,該邊坡基本趨于穩定狀態。

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