強震區高邊坡穩定性及支護方案的數值模擬

段帥安 王江鋒

（華北水利水電大學，河南 鄭州 450000）

0 引言

強震地區的邊坡，地震烈度高，環境地質條件復雜，設計標準要求高，所以對于高地震烈度地區邊坡的穩定性及其加固問題開展分析工作非常重要。楊朔明等［1］研究了巖土體參數內聚力、內摩擦角等對邊坡穩定性的影響；王海峰等［2］通過BIM技術，研究了高邊坡組合支護效果；陳浩等［3］研究不同條件時坡面荷載作用對邊坡的穩定性及滑動趨勢的影響;鄧友生等［4］驗證了有限元計算方法對于求解邊坡穩定安全系數的有效性；陳曉利等［5］研究了道路開挖位置對邊坡穩定性的影響。已有大量學者研究了邊坡穩定［6-10］機理，這些工作為開展強震區邊坡穩定性分析提供了很好的方法。本研究利用Midas GTX NX［11］模擬計算了不同地震荷載作用下高邊坡的穩定性、支護方案的效果等，并對錨桿支護設計參數進行了優化。

1 工程概況

尼泊爾中部加德滿都擬建一條用于連接加德滿都和泰萊的高速公路，全線長73.5 km。擬建路線兩側高邊坡數量多。本研究選取RK26+729段高速公路邊坡剖面，探討地震荷載對高邊坡穩定性的影響。

研究區位于小喜馬拉雅巖石序列中，主要由沉積巖和變質巖組成，風化破碎程度高，節理裂隙發育。據已有文獻表明，該地區地震頻繁，地震峰值加速度高達0.40 g［12］，且邊坡高度較高，破壞后的危害較大。

2 計算模型的建立

2.1 計算模型

根據地質勘察報告，該邊坡主要由3種巖土體構成，即碎石土覆蓋層，全風化葉片狀云母片巖，強風化葉片狀云母片巖。巖石呈交錯夾層分布。該邊坡示意剖面圖見圖1。

圖1 k26+729邊坡示意剖面圖

通過Midas GTX NX模擬軟件，結合地質情況，建立數值模型，該模型的計算尺寸為長126.78 m，寬12 m，高98.4 m，巖土體為3D單元，本構模型采用摩爾—庫倫強度準則。

模型邊界條件為左、右邊界約束水平位移，下部邊界約束豎向位移，坡面和坡頂不添加約束條件，為自由邊由邊界。將網格劃分為2 m一個單元，模型由17 731個結點和14 706個可變型單元組成，具體如圖2所示。

圖2 k26+729數值模擬模型圖

2.2 計算參數

根據實際的地質勘察結果與室內土體試驗獲得巖土體力學參數，并參考同類型巖土體試驗數據［13］，綜合得到模擬仿真分析地震工況下不同土層參數如表1所示。

表1 巖土體參數表

3 地震對坡體狀態的影響規律

本次計算選用擬靜力法計算，取值如表2。

表2 水平地震系數取值表

表2計算輸入數值取自規范［14］，施加在數值模型上的地震擬靜力荷載依次為0、0.025 G、0.038 G、0.050 G、0.075 G、0.100 G。進而得到邊坡安全系數和邊坡最大水平位移值。如圖3所示，位移最大區域分布在表層覆蓋土中下部。對比可知隨著地震荷載逐漸增大，安全系數逐漸降低，水平位移逐漸增大。雖然邊坡整體水平位移值增大，但最大水平位移區域無明顯變化，均位于表層覆蓋土中下部，因此地震荷載對邊坡最大。位移區域的位置無明顯影響。通過模型計算，隨著地震荷載從0增長到烈度9度對應的荷載，安全系數逐漸降低，并最終下降到1.00，處于極限狀態。邊坡最大水平位移值明顯增加，從33.38 mm均勻增加到50.82 mm。

圖3 地震荷載下邊坡位移場變化特征

為了更加清晰地觀察內部巖土體位移情況，取水平位移值大小為20 mm的內部等值面作為觀測依據，如圖4所示。

圖4 地震荷載下內部位移等值面變化特征

在無地震荷載時，內部只有一個圓弧面，關聯土體位移區較小，隨著地震荷載逐漸增大，等值面圓弧長度變長，關聯土體區域擴大，在7度地震荷載（2）條件下，產生兩個等值圓弧面。隨著地震荷載繼續增大，兩個圓弧面逐漸貫通，關聯土體區域也進行合并，向邊坡內部發展的趨勢更加明顯。在工程監測時應注意該區域的水平位移值。

4 優選邊坡支護方案

該地區的地震峰值加速度達到0.4g，因此在邊坡模擬過程中采用規范中的9度對應的地震荷載計算。

該邊坡有兩種預采用的支護方案。支護方案一：不挖除表層破碎的碎石土，采用削坡+錨桿+土釘的支護方案。支護方案二：挖除表層碎石土后采用削坡+錨桿的支護方案。

4.1 支護方案一

開挖方式為8 m設置一級馬道，邊坡共設八級馬道，各邊坡的坡比依次為1∶0.50、1∶0.50、1∶0.75、1∶0.75、1∶1.00、1∶1.00、1∶1.25、1∶1.25。其中一級馬道至七級馬道均為巖質，采用錨桿支護，錨桿長20 m，傾角25°，間距為3 m，錨固段長度和自由段長度均為8 m，預應力設置200 kN。八級馬道為土質，采用土釘支護，土釘長度12 m，傾角25°，間距4 m。

如圖5所示，削坡后在無支護條件下，安全系數為1.138小于規范要求1.15。邊坡存在兩個潛在滑動面，一個位于邊坡頂部至表層碎石土和全風化云母片巖的交界處，另一個位于坡頂至坡腳處，對比可知第一個滑動面的等效塑性應變程度更大，在圖中顯示出的顏色更深，集中體現在土巖交界處。

圖5 無支護時等效塑性應變云圖

采用支護方案一后安全系數為1.173，對比圖4與圖6，表層巖土體的應變集中現象得到緩解且整體性增強，雖然達到規范中的最低標準，但鑒于該邊坡巖土體較為破碎，邊坡高度較高，為確保安全，地震工況下安全系數應達到1.20，故支護方案一不合理。

圖6 支護方案一的等效塑性應變云圖

表3 邊坡穩定性安全系數規范［14］標準

4.2 支護方案二

開挖方式為8 m設置一級馬道，共設置七級馬道，邊坡坡比與支護方案一相同，但區別在于挖除了表層碎石土。邊坡均布置錨桿，錨桿長20 m，傾角25°，間距為3 m，預應力設置200 kN。如圖7所示，削坡在無支護時安全系數為1.199<1.20，處于不穩定狀態。潛在滑動面由坡頂延伸至坡腳，云圖顯示坡角處出現應變集中現象。對比圖4該方案有效解決了表層覆蓋土應變較大的問題，減少了一個潛在危險滑動面，故該開挖方式更合理。采用方案二支護后安全系數大于1.2，如圖8所示。監測結果也證實了模擬計算結果與實際情況較為吻合，所以方案二更為合理。

圖7 無支護時等效塑性應變云圖

圖8 支護方案二的等效塑性應變云圖

5 邊坡支護方案設計參數的優化

5.1 試驗一

固定錨桿長度20 m和錨桿間距3 m，改變錨桿傾角進行實驗，結果如圖9。曲線斜率逐漸降低，安全系數由1.231緩慢升高到1.244，當傾角超過25°之后，安全系數無明顯增加，故25°為錨桿臨界角度值，并將其確定為錨桿傾角最終值。

圖9 錨桿傾角與安全系數的關系圖

5.2 試驗二

固定錨桿傾角25°，間距3 m，改變錨桿長度進行試驗，結果如圖10，可知隨著錨桿長度由10 m增加到20 m，安全系數呈線性增加趨勢，由1.225增加至1.243，平均長度每增加1 m，安全系數增加0.001 8，綜合考量后，當錨桿長度為16 m時，既有安全存儲空間，又能節約錨桿成本，為最適宜長度。

圖10 錨桿長度與安全系數的關系圖

綜上所述，錨桿長度16 m，間距3 m，傾角25°可以確定為最優解。

6 結論

通過分析地質勘察資料，用Midas GTS NX建立三維邊坡數值計算模型，基于地震荷載條件下進行數值模擬計算，結合計算結果，可以得出以下結論。

①隨著地震烈度的提高和地震荷載的增加，邊坡安全系數逐漸降低，邊坡水平位移逐漸增大，邊坡表層覆蓋的巖土體位移最為明顯，等值位移面逐漸擴大，相鄰兩個等值位移面逐漸貫通，位移區增大，容易形成更大的滑移區。

②在9度地震烈度對應的地震荷載作用條件下對兩種支護方案進行模擬計算，支護方案一的安全系數為1.173，支護方案二的安全系數為1.243，較方案一提高了6%，且更節約成本，故方案二較為合理。

③變換錨桿傾角，錨桿長度模擬計算證明錨桿存在最優錨固角，錨桿長度與安全系數成正比，進而確定了錨桿設計參數最優解。