具有外傾節理巖質邊坡開挖與支護FLAC3D數值模擬分析

侯俊偉，施毅，唐秋元，吳曙光

（1中煤科工集團重慶設計研究院，重慶400016；2重慶大學土木工程學院，重慶400045）

0 引言

在實際工程建設中，經常會遇到具有外傾節理的巖質邊坡開挖問題。本文利用雙彈簧錨桿單元，通過FLAC3D建立數值模型，結合強度折減法分析具有一組外傾平行節理面的巖質邊坡穩定性以及開挖支護過程中的力學響應，提出了較合理的處理方案，為該類型巖石邊坡設計施工提供參考。

1 工程概況

某小學教學樓擬建于重慶市渝中區解放碑附近，按照原設計方案開挖擬建3層地下室，形成坡高10.8m，傾角為90°的巖石基坑邊坡。據地質資料，原始地形屬淺丘斜坡地貌，邊坡巖層為侏羅系中統上沙溪廟組泥巖。巖層產狀平緩，巖層傾角3°。邊坡主要發育有兩組裂隙，其中一組為邊坡外傾結構面，傾角60°，裂面平直，結合程度差，線裂隙率1條/3～4m，邊坡穩定性主要由該組結構面控制。邊坡采用逆施工法施工，分4次開挖完成10.8m高巖質邊坡，邊坡采用錨桿擋墻支護，如圖1示。肋柱采用300×300mm，基礎埋深0.50m，錨桿為225，錨孔孔徑為110mm。結構面1為原設計錨桿自由段與錨固段分界面，錨固長度為5.0m。

按照原設計方案對10.8m高邊坡開挖支護完成后，后期由于建筑設計方案變更，擬建地下室由3層改為4層，地下室標高由原來的231.70m變為228.10m，高程下降3.60m。進行第5次開挖至-4F設計標高位置后，巖石邊坡高度變為14.4m。由于第5次開挖后，未及時對邊坡進行支護，造成原有擋墻肋柱基礎梁外露，坡頂局部地段產生拉裂縫，裂縫寬度3～8mm。考慮到原有錨桿擋墻可能不足以對現有14.4m高巖質邊坡進行有效支護，需要對該邊坡穩定性進行核算并進行排危加固處理。

圖1 計算剖面示意圖

2 FLAC3D數值模型

2.1 建立計算模型和邊界條件

模型共劃分2169個單元，3112個節點。兩側約束水平位移為零，下側約束豎向位移為零。巖土體采用同時考慮拉伸和剪切破壞的Mohr-Coulomb準則，初始應力場按自重應力場考慮，錨桿用cable單元來模擬，肋柱用beam單元模擬。建立的FLAC3D網格模型見圖2。

圖2 FLAC3D數值計算模型

2.2 參數取值

邊坡物理力學參數取值見表1。錨桿參數：彈性模量200GPa，泊松比0.25，截面積982mm2，周長345mm，水泥漿剛度2.0×107N/m2，水泥漿粘結力1.0MN，錨桿傾角15°，具體布置如圖2示。

表1 邊坡物理力學參數

3 計算分析

3.1 無支護時計算結果分析

若不對邊坡進行支護處理一次性完成4次開挖，考慮坡頂荷載30kPa，邊坡的位移云圖如圖3。第4次開挖完成后邊坡巖體沿外傾結構面產生明顯的滑移變形。坡頂臨空面處位移最大，為6.43mm。通過有限元強度折減計算，當有限元計算不收斂時，程序自動找出了滑動面，如圖4。邊坡的穩定系數為1.22，最大位移為10.7mm。在一組平行的結構面中，只有靠近開挖坡腳的最下面一條滑動面（結構面1）產生貫通的塑性區，其余結構面未出現貫通的塑性區。[1]

圖3 第4次開挖后位移圖（無支護）

圖4 坡體達到極限狀態時剪應變增量圖（無支護）

3.2 錨桿擋墻支護后計算結果分析[4]

3.2.1 位移分析

若對邊坡進行逆作法施工，完成4次開挖后產生的位移云圖如圖5示（考慮坡頂荷載）。錨桿擋墻支護對邊坡的變形有明顯的抑制作用，指向臨空面方向的最大水平位移為1.68 mm，較之前未支護時的6.43mm有了很大的改善。強度折減法計算此時邊坡的安全系數為2.17，滿足設計要求。

圖5 第4次開挖后位移圖（錨桿擋墻支護）

3.2.2 錨桿軸力分析

原設計錨桿錨固長度為5.0m，錨固段與自由段以結構面1為分界處。結構面1以外為錨桿自由段，用FLAC3D模擬計算完成第4次開挖后錨桿錨固段軸力分布如圖6示。下部錨桿軸力較上部大，這是因為隨著開挖進程，平行的各條外傾結構面依次臨空，邊坡變形加大，且底部剪應力集中，變形大于上部，從而引起下部錨桿軸力增大。[2]

圖6 第4次開挖后錨桿錨固段軸力圖（未加載)

3.2.3 肋柱彎矩分析

第4次開挖面以上肋柱長度10.80m，基礎埋深0.50m，肋柱總高為11.30m。完成第4次開挖后肋柱彎矩分布如圖7示。其中肋柱臨空側受拉為正，受壓為負。從彎矩分布圖可以看出，肋柱內力分布規律同按支承于剛性錨桿上的連續梁計算內力結果基本一致。在坡腳位置應力集中所以肋柱在開挖面位置承受較大正彎矩。肋柱基礎埋置深度較淺，可視為鉸支端，故計算彎矩接近0。

3.3 第5次開挖后計算結果分析

圖7 第4次開挖后肋柱彎矩圖（未加載）

在第5次開挖之前，10.80m巖質邊坡已按照原設計支護方案施工完成，錨桿錨固長度為5.0m，錨固段與自由段以結構面1作為分界處。

3.3.1 位移分析

圖8 為考慮坡頂30kPa荷載，第5次開挖后邊坡位移圖，坡腳的開挖對邊坡的位移影響明顯，最大值為24.6mm。邊坡沿靠近坡腳的外傾結構面2產生明顯滑移。這是由于坡腳開挖后外傾結構面2臨空，潛在滑移面由結構面1變化為結構面2。通過有限元強度折減計算，此時邊坡的安全系數為1.25，只有一條滑動面（結構面2）產生貫通的塑性區，其余結構面未出現貫通的塑性區。

圖8 第5次開挖后位移圖(30 kPa)

3.3.2 錨桿軸力分析

表2 為第4、5次開挖后加載（30kPa）與不加載錨桿軸力計算結果，從表中可以看出：各工況第4排時錨桿軸力最大；在第5次開挖完成后若考慮坡頂荷載（30kPa）錨桿軸力變化明顯，第4排錨桿軸力增大121.30kN。

表2 第4、5次開挖后錨桿軸力

圖9 第5次開挖后錨固段軸力圖（未加載）

圖10 第5次開挖后錨固段軸力圖(30kPa)

圖9 為第5次開挖后未加載時錨桿錨固段軸力圖，圖10為第5次開挖后考慮坡頂30kPa荷載時錨桿錨固段軸力圖。從圖中可知，錨固段軸力從錨固起始點（結構面1位置）處逐漸增大，到錨固長度2.0m（結構面2位置）處達最大值，錨固長度大于2.0m后軸力逐漸減小。[3]分析原因，是由于隨著潛在滑動面由結構面1變化為結構面2，兩結構面之間巖體向臨空面產生一定的位移，兩滑裂面之間巖體剪切滑移引起錨桿軸力增大。各排錨桿軸力最大值位于潛在滑裂面即結構面2位置。

3.3.3 肋柱彎矩分析

完成第5次開挖后肋柱彎矩分布如圖11示。肋柱底端未出現正彎矩，是由于第5次開挖后未進行加固處理導致肋柱基礎梁外露，肋柱底端相當于自由端。

圖11 第5次開挖后肋柱彎矩（未加載）

3.4 加固設計計算

根據計算結果若考慮后期坡頂荷載影響，邊坡最大位移為24.6mm，最大位移發生在坡頂臨空面位置，位移較大將影響使用安全。按照強度折減法計算穩定系數為1.25，小于安全系數1.30要求，需要對該擋墻進行排危加固處理。

排危加固處理方案為在坡腳緊貼巖質邊坡澆筑一高3.6m，寬3.0m的混凝土擋墻，再用錨桿將混凝土擋墻與邊坡巖體連接。計算時將原邊坡位移清零（未考慮坡頂荷載），坡腳排危加固后考慮坡頂荷載影響后邊坡位移云圖如圖12示。從圖中可知：對坡腳進行加固后，在坡頂荷載作用下邊坡位移明顯減小，最大僅為0.96mm。經強度折減法計算，得排危加固后邊坡穩定系數為2.16，坡腳的加固有效控制了邊坡巖體沿結構面2的滑移，提高了邊坡的穩定性。

圖12 坡腳加固后位移圖

4 結論

（1）具有一組平行的外傾結構面巖質邊坡每次開挖后，靠近坡腳的最下面一條滑動面將產生貫通的塑性區，其余結構面未出現貫通的塑性區。

（2）錨桿擋墻對邊坡支護效果明顯，下部錨桿軸力值最大，必要時應適當加強底層錨桿。錨桿擋墻肋柱彎矩分布規律同支承于剛性錨桿上的連續梁計算內力規律基本一致。肋柱基礎埋深較淺時，肋柱底端可以按鉸支端考慮。

（3）開挖已用錨桿擋墻支護的有外傾節理面的巖質邊坡坡腳時，將使邊坡潛在滑裂面下移，使邊坡位移增大，錨桿軸力增加，穩定性降低。各層錨桿錨固段軸力沿長度的分布不均勻，兩滑裂面之間巖體剪切滑移將引起錨固段軸力增大，在新滑裂面位置錨桿軸力達最大后逐漸減小。

（4）通過在坡腳設置混凝土擋墻對邊坡進行加固后，有效地控制了邊坡的水平位移，邊坡整體穩定性得到明顯提高。

[1]趙尚毅，鄭穎人，鄧衛東.用有限元強度折減法進行節理巖質邊坡穩定性分析[J].巖石力學與工程學報，2003，22(2)：254-260.

[2]唐秋元，趙尚毅，鄭穎人，等.巖質邊坡錨桿設計計算方法比較分析[J].地下空間與工程學報，2011，6(4)：600-605.

[3]林杭，曹平.錨桿長度對邊坡穩定性影響的數值分析[J].巖土工程學報，2009，31(3)：470-474.

[4]劉文平，趙燕明，鄭穎人.巖質邊坡開挖應力與變形的有限元模擬[J]，后勤工程學院學報，2004(2).