貴州仁遵高速公路某特大橋岸坡穩定性分析

王 鵬，譚明建，謝尚銪，謝思明，董海龍

(1.浙江交工集團股份有限公司西南分公司，貴州 貴陽 550001; 2.貴州理工學院，貴州 貴陽 550001)

0 前 言

有著“橋梁博物館”美譽的貴州，土地面積的92.5%是山區和丘陵。近年來隨著該省交通基建的迅猛發展，萬橋飛架，黔山變通途，橋位邊坡的數量也快速增加。橋梁岸坡的穩定性是橋梁施工、運營安全的重要保障，為此，對大橋岸坡開展穩定性分析，進而為其支護結構及參數的選定提供科學依據，具有重要的理論和實踐意義。

邊坡穩定性分析是一個古老卻又極其復雜的研究課題，根據計算理論和方法性質的不同，可將當前主要的邊坡穩定性分析方法分為極限平衡理論法和數值計算法兩大類。極限平衡理論法是在假定滑動面上求解坡體剛好破壞時的精力平衡狀態，工程中常用的極限平衡理論法有摩根斯坦-普瑞斯(Morgenstern-Price)法、畢肖普(Bishop)法、簡布(Janbu)法、推力法、薩爾瑪(Sarma)法等。各種極限平衡法的假設雖然不同，但其實質都是為了在土條條間法向力和剪力之間人為地建立某種關系，以提供每個土條力的平衡，使其安全系數相同。但這種人為假定往往不能真實地獲取滑面或潛在滑面的真實應力分布，使得這一方法的運用有所限制。隨著數學計算理論與計算工具技術的飛速發展，近年來，數值計算法被廣泛用于邊坡的穩定性分析中，并受到廣大巖土工作者的歡迎。目前，有限元法(FEM)、離散元法(DEM)、有限差分法(FDM)、邊界元法、無網格法和不連續變形分析法(DDA)等數值計算方法被不斷深入應用于邊坡穩定性分析研究。其中，有限元強度折減法作為數值計算方法的典型，是當下最廣為使用的數值分析方法，其在邊坡穩定性計算分析方面尤為成熟。劉彥等[1]對有限元強度折減法的影響因素及其在邊坡穩定性分析中的適用性進行探討，認為有限元單元類型對邊坡安全系數的影響最大。盧峰等[2]基于能量演化理論分析邊坡破壞過程中的能量演化機制，并以力學參數在折減過程中對耗散能演化的貢獻為權重，提出了一種考慮參數折減過程相關性的多參數非等比例折減的安全系數求解方法。Hongming Luo等[3]采用有限元強度折減法和極限平衡法對比研究了軟弱薄層邊坡的失穩機理和安全系數，認為有限元強度折減法可以用于邊坡穩定安全系數和邊坡失穩機理的計算分析。劉傳成[4]以模型試驗為基礎，采用尖點突變理論，建立地下硐室群圍巖失穩的能量判據，并據此提出了H-B準則條件下非線性強度折減分析的改進方法。高馮等[5]采用ABAQSU有限元強度折減研究了典型單面和雙面土體邊坡的穩定性，剖析邊坡坡角、坡高、粘聚力和內摩擦角等幾何物理參數，對單面和雙面土體邊坡穩定性影響的特征及差異性。

鑒于上述背景，本文在調查貴州仁遵高速公路某特大橋兩側岸坡基本特征的基礎上，選擇仁懷側岸坡為研究對象，采用ABAQUS有限元強度折減系數法，對仁懷岸坡的安全穩定性進行分析計算，并針對性地提出工程防治措施建議，以期為類似岸坡的穩定性分析研究及工程施工提供借鑒。

1 工程概況

本文研究對象工程位于云貴高原東北部，位于貴州省遵義市北西面，受溶蝕-剝蝕影響，屬中等切割的侵蝕～溶蝕中山地貌和溶蝕槽谷及溶蝕峰叢相間地貌。場區地面標高為654.0～970.4 m,相對高差約316.4 m。橋位橫跨觀音寺河，橋下河谷為典型的“V”形谷，寬約40～70 m。仁懷岸坡體主塔上部較緩，自然坡度角在0°～30°，主塔下部坡度較陡，縱坡自然坡度角在40°～51°。橋區大部基巖裸露，植被不發育，主要為農田，橋軸線地面高程在953.4～649.6 m，相對高差約303.8 m。

仁懷岸坡坡體植被不發育，大部為耕地，覆蓋層為厚度約0.5～2.0 m的殘坡積層(Qel+dl)黏土、碎石土；下伏基巖為三疊系中統松子坎組(T2s)薄～中厚層狀泥巖、泥質白云巖、白云質灰巖互層，泥質白云巖與白云質灰巖互層及角礫巖；三疊系下統茅草鋪組(T1m)薄～中厚層狀白云質灰巖及灰巖、角礫巖狀泥質灰巖；夜郎組(T1y)薄～中厚層狀灰巖及泥巖。拱座處巖性為白云質灰巖、角礫狀泥質灰巖、灰巖及角礫巖，巖體較完整，強風化厚度約2～24 m，屬IV級巖體；中風化巖體較完整，屬III級巖體；巖層傾向線路小里程，縱向為逆向坡。

仁懷岸岸坡為五級逆向巖質邊坡，全長290 m，邊坡最大高度為55.35 m，采用1∶0.2～1∶1.25坡率放坡。局部清方后自上而下進行邊坡開挖，開挖一級防護一級，并做好坡面排水，避免邊坡崩塌危及施工安全。防護采用錨索框架梁+錨桿掛網+噴C20混凝土的方式，錨索采用長13.5 m的7束直徑為15.2 mm的鋼絞線，錨固段8 m，入射角20°，間排距4×3 m，單根錨索的設計錨固力為800 kN；錨桿采用直徑為25 mm的HRB400鋼筋，長度為6 m/9 m/12 m，錨固段不小于3 m，入射角25°，間排距2×2 m，錨桿抗拉力不小于設計要求的40 kN；C20噴射混凝土厚10 cm；框架采用C30混凝土澆筑。為控制強風化層變形及有效排水，在第三級邊坡坡頂順地勢設置截水溝和擋墻，如圖1所示。

圖1 仁懷岸岸坡簡圖

2 數值建模參數確定

為深入剖析仁懷岸岸坡的穩定性，根據工程地質地貌等資料，利用大型有限元軟件ABAQUS建立如圖2所示的二維邊坡模型。

圖2 數值模型概況

由圖2可知，擋土墻以及錨桿索加固的錨固體均為鋼筋和混凝土構成的復合材料。目前，鋼混結構中鋼筋的模擬一般采用梁(beam)、桁架(truss)等桿件單元的形式，反映了鋼筋剛度貢獻對混凝土的預壓作用[6]。然而，有限元通常采用位移協調模式進行迭代計算，為此，鋼筋單元節點必須與混凝土單元的節點重合。但實際模擬仿真計算過程中，鋼筋的幾何及方位參數(如長度、傾角、傾向及截面形狀和尺寸等)受有限單元網格的約束，時常難以完全仿真鋼筋的幾何布局，進而使得鋼筋混凝土的有限元仿真計算不易實現且計算結果精度不夠理想。

為了解決上述問題，本文根據有關文獻研究成果，基于均勻化的思想把鋼筋混凝土材料等效視為均質的復合材料，并通過引入能夠反映鋼筋摩阻力的鋼筋密度因子來描述或計算復合材料的等效強度。參照有關研究成果，鋼筋密度因子可以用式(1)表示(本文所提鋼筋均可視為實心圓柱體)。

(1)

式中，η為鋼筋密度因子，是無量綱標量；Rb為鋼筋半徑，m；L為去剛量化單位長度，等于1 m；τ為鋼筋與混凝土之間的摩阻系數，其大小與鋼筋表面的光滑程度負相關，使用螺紋鋼筋時取τ=tanφ (φ為混凝土內摩擦角，(°))，否則，τ=tan(φ/2)；Sv為鋼筋豎向間距，m；Sh為鋼筋水平排距，m。

值得一提的是，在不少研究文獻中[6]，鋼筋密度因子被錯誤地定義為量剛為m-1的參量。為此，本文在現有研究文獻成果的基礎上，通過引入單位長度L(即1 m)的方式來修正這一錯誤。修正后的鋼筋密度因子無量綱化的標量，如式(1)所表示。

錨固后復合材料仍然遵守強度準則，根據Mohr-Coulomb屈服準則，復合材料因強度增大致使Mohr包絡線屈服軌跡上移，進而導致梯度和截距增大，結合鋼筋密度因子η，這種關系可表示為：

(2)

式中，c為素混凝土的粘聚力，MPa；c*為復合材料的等效粘聚力，MPa；φ為素混凝土的內摩擦角，(°)；φ*為復合材料的等效內摩擦角，(°)。

整理式(2)可得，鋼筋與混凝土組成的鋼混復合材料的等效粘聚力和等效內摩擦角分別為

(3)

等效符合材料的彈性模量受巖體彈性模量和鋼筋彈性模量的共同影響，根據均勻化思路，可以根據各自截面面積所占比重求出等效符合材料的彈性模量。復合材料的等效密度亦如是。

圖3所示為錨固后鋼混復合材料的鋼筋及巖體的截面示意圖。

圖3 鋼筋混凝土復合材料作用模式

據上所述，鋼混結構的彈性模量和密度可以依據各材料的截面占比經加權平均后等效換算。因此，鋼混材料的等效彈性模量可定義為：

(4)

式中，E*為復合結構彈性模量，GPa；Eb為鋼筋彈性模量，GPa；E為素混凝土彈性模量，GPa。

類似地，復合材料的等效密度可定義為：

(5)

式中，ρ*為復合結構密度，kg/m3；ρb為鋼筋密度，kg/m3；ρ為素混凝土密度，kg/m3。

根據工程地質資料及有關試驗測試結果，原巖體、鋼筋及素混凝土的材料參數如表1所示。

表1 均質材料屬性

由圖2可知，覆土層錨固體、強風化原巖錨固體、中風化原巖錨固體以及擋土墻均為鋼筋與巖體或混凝土的復合材料，都可以采用式(1)～(5)的復合材料參數的等效換算方法，只是將素混凝土替換成原始巖體即可。為此，根據工程地質及設計等資料獲取錨桿索直徑、間排距等必要計算數據，再結合表1有關均質材料參數，可等效換算得到本文數值模擬所需輸入的復合材料參數，如表2所示。

表2 等效換算的復合材料屬性

3 數值建模

1)模型概況。根據前述貴州仁遵高速公路某特大橋仁懷岸岸坡工程實況，參照圖2模型尺寸及表1～2材料參數，建立岸坡數值仿真模型用以分析邊坡的穩定性情況。

2)材料參數。數值模擬計算過程中，材料屈服破壞遵循Mohr-Coulomb強度準則，主要輸入的材料參數如表1～2所示。

3)邊界條件與載荷。邊坡數值模型頂端和坡面為臨空邊界，不添加任何邊界約束及荷載；設置邊坡左右邊界的水平位移為0，設置邊坡模型底邊界的水平和豎向位移為0；施加坡體重力荷載，重力加速度為9.81 N/kg。

4)劃分網格。網格劃分采用6節點修正二次型三角形平面應變縮減積分單元，將邊坡模型劃分為32 991個單元。同時，為兼顧計算機存儲空間及計算精度，將邊坡坡面及橋拱基座附近的單元進行細化。

完成上述步驟建模后，建立分析步即可進行數值模擬計算。

4 邊坡穩定性分析

本文采用ABAQUS有限元強度折減法進行邊坡穩定性分析，其原理是將坡體的抗剪強度參數C、tanφ除以折減系數Fs得到新的強度參數，再輸入重新計算，直至滿足一定的失穩判斷依據，邊坡處于極限的平衡狀態。新參數可表示為：

(6)

式中，Fs為安全系數；C’為為折減后的巖體粘聚力，MPa；φ’為折減后的巖體內摩擦力，(°)。

就強度折減系數的確定，關鍵在于對臨界平衡狀態的確定。但這一問題至今仍存在較大爭議[7-8]，目前用來判定邊坡處于極限狀態的依據主要有以下三種。

第一，收斂性判據。根據模型計算是否收斂來判斷邊坡是否處于極限狀態，將計算剛好不收斂時的折減系數定義為邊坡穩定性系數。

第二，突變性判據。根據邊坡坡面某一質點(一般為坡頂、坡趾或坡面某點)的水平位移發生突變來判定邊坡處于極限狀態，將質點水平位移剛好發生突變時的折減系數定義為邊坡穩定性系數。

第三，塑性區貫通判據。根據坡體塑性變形構成貫通區來判定邊坡處于極限狀態，將坡體塑性應變區剛好由坡趾貫通至坡頂時的折減系數定義為邊坡穩定性系數。

根據不同判據得到的邊坡穩定性系數會有所差異，下面就以上述三個判據為基礎對邊坡的穩定性展開剖析。

1)基于收斂性判據的結果。通過按式(6)不斷降低材料參數，并反復多次折減計算后，可以得到折減系數與模型計算是否收斂的狀況，結果如表3所示。

表3 模型收斂隨折減系數變化情況

從表3中可以明顯看出，當折減系數為1.329時，邊坡模型模擬計算剛好不收斂，根據收斂性判據，其穩定性安全系數即為Fs=1.329。

2)基于突變性判據的結果。圖4所示為邊坡四級及五級坡頂質點的水平位移U1隨強度折減系數的變化曲線。

由圖4可知，兩質點水平位移隨Fs的變化趨勢基本一致，在Fs≤1.15時，U1很小且幾乎沒有明顯變化；當Fs>1.15后，U1隨Fs快速增大致使邊坡失穩。根據突變性判據，可判定該邊坡的穩定性安全系數為1.15。

圖4 U1隨折減系數的變化曲線

3)基于塑性區貫通判據的結果。如圖5所示，為岸坡坡體在不同折減系數條件下的塑性區分布情況(圖5(a)Fs=1.14，圖5(b)Fs=1.15)。

分析圖5可以得到，當Fs=1.15時，坡體塑性區分布剛好貫通，邊坡開始失穩破壞。因此，根據塑性區貫通判據，可判定該邊坡的穩定性安全系數為1.15。

圖5 岸坡塑性區分布對比

4)邊坡穩定性綜述。對比基于前述三種判據得到的邊坡的穩定性安全系數大小可知，基于收斂性判據得到的結果最大，最不利于邊坡的穩定；塑性區貫通判據次之；基于突變性判據得到的結果最小，最有利于邊坡的穩定。與此同時，基于塑性區貫通判據和突變性判據得到的結果完全一致。因此，就利于邊坡穩定而言，宜以突變性或塑性區貫通判據為基準。這與文獻[8]所得結論基本一致。

5 結 論

1)采用ABAQUS有限元強度折減法，通過建模計算了3種判據(收斂性判據、突變性判據、塑性區貫通判據)條件下貴州仁遵高速公路某特大橋兩側岸坡的穩定性安全系數，分別為1.329、1.15和1.15。

2)通過基于不同判據得到的邊坡安全系數的對比分析，得到結論：就利于邊坡穩定而言，宜以突變性判據為基準，并輔以塑性區貫通判據的有關結果。

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