汪红武 李文菊 饶颖曜 秦 辉

(1.云南大保高速公路有限公司, 云南 大理 672600;2.云南交投集团投资有限公司, 昆明 650000;3.中国科学院武汉岩土力学研究所 岩土力学与工程国家重点实验室, 武汉 430071)

随着我国基础设施建设的不断发展,工程复杂程度也不断增加,桥梁的使用在线路工程中十分普遍[1-2].尤其是西南山区,桥梁占比巨大.因此,桥址边坡稳定性评价成为一项重要课题[3-6].

许强等[7]开展模型试验和数值模拟对滑坡变形破坏机制深入分析,并将汶川地震引发的滑坡划分为五大类.张奇华[8]在总结传统滑坡体计算理论的基础上,进一步提出了针对多滑面的极限平衡分析理论;刘明维等[9-11]基于强度折减和数值模拟方法开展了对具有多滑面的滑坡稳定性分析和评价方面的研究;地震影响下,边坡极易形成多级滑面,陈力华等[12]针对多滑面滑坡体,提出了一种能够考虑滑面之间相互作用的滑坡稳定性分析方法;张岩岩等[13]结合历史记录资料、卫星遥感影像、无人机航拍以及现场调查资料等多源数据和室内实验,对蔡家坝发生的“8·31”特大型滑坡的成因机制进行探讨,发现该滑坡为降雨诱发的特大型多级平推式滑坡,具有多次、多层、逐级后退式演化的变形特点,并对边坡的稳定性进行预测.刘诚等[14]构建基于拟动力下限法的地震力作用下岩质边坡稳定性的函数规划模型,并使用系列二次规划算法循环求解模型,获得地震作用下岩质边坡稳定性安全系数与时间的关系曲线.胡军伟等[15]针对岩质滑坡,建立相应的力学分析模型,通过定性和定量的稳定性评价,提出不同的治理思路.最终通过经济和技术的比较,确定合理有效的支护方案.康钦容等[16]基于现场监测和数值模拟方法对边坡的稳定性做出评价,发现边坡有可能出现浅层滑坡和深层滑动,饱水状态下极易发生整体滑移.

具有多级滑面的边坡地震的稳定性分析与评价方面的研究成果丰富.软弱结构面在边坡工程中十分常见.含缓倾软弱结构面发育的边坡存在较大安全隐患,但由于其倾斜角度较小,且缓倾软弱结构面的致灾机理不明,在进行地震的稳定性评价时往往容易忽视而导致灾难的发生.为此,以我国地震多发的西南山区跨江大桥桥址边坡为例.利用有限元数值分析方法,通过分析含缓倾软弱结构面边坡地震响应规律和坡体稳定状态,揭示此类边坡变形失稳机制.采用不同的加固方案,对比分析其加固效果,优化加固方案,为该类边坡工程设计和施工提供指导.

1 山区公路桥梁典型桥址边坡简介

某特大桥桥址区属构造侵蚀、溶蚀中山地貌,微地貌为河流峡谷地貌,海拔高程介于1 116～1 530 m之间,相对高差约414 m,切割强烈,为“V”型谷.两岸斜坡总体均为上缓下陡,地形坡度35°～45°,实景如图1所示.地层情况和岩土体强度参数见表1.κpsr为残余时刻的塑性剪应变阈值,是应变软化本构模型中的重要参数[17-18].

表1 材料物理力学参数

图1 工程整体实景图

两岸斜坡下部为陡崖,斜坡中上部多陡坡、陡坎,区内发育有岩溶等不良地质现象.开挖扰动后墩台基坑等各类边坡稳定性差,且属不均匀地基.路线所经区域地处小江断裂带和大关-马边地震带之间,地震活动频繁,因此,桥址区划分为对建筑抗震不利地段.根据地震专项评价,地震基本烈度为8(Ⅷ)度.该类桥址边坡的稳定性普遍受缓倾结构面和陡倾卸荷裂隙控制,并且西南山区的高地震烈度特征加剧了边坡稳定带来的安全问题,亟需重视其地震的稳定性.

2 含缓倾结构面桥址边坡计算方案

2.1 应变软化本构基本理论

沈珠江根据应变软化产生机理,将应变软化分为减压软化、剪胀软化和损伤软化等三大类[19].选择最简单的线性应变软化Mohr-Coulomb 模型[17],其应力-应变关系如图2所示;其抗剪强度参数选择如图3所示,具体表达式见式(1)～(2);应力达到峰值后继续加载,岩土体进入软化阶段,此时应力下降而塑性变形继续发展.

图2 简单线性应变软化模型

图3 线性应变软化M-C模型参数的选择

2.2 数值分析模型

拟建桥址区主要有含碎石粉质黏土、玄武岩、灰岩和泥化夹层.根据室内常规土工试验和岩土体力学参数反分析方法获得岩土物理力学参数,应变软化参数通常取值为0,取值见表1.结合现场地质调查情况以及工程设计要求,建立桥址边坡数值分析模型,如图4所示.采用Mohr-Coulomb弹塑性本构模型,模型边界条件为:两侧约束横向位移,底部约束横向和竖向位移.为方便大桥主墩施工,需要在原有斜坡上开挖高约40 m 的边坡.该边坡分四级开挖,开挖坡率为1∶0.75.因为表层粉质黏土层较薄,且分布范围较小,所以对桥址整体稳定性有影响的主要是桥址区域内强风化玄武岩和软弱结构面.为分析在地震工况下桥址边坡稳定性及其变形失稳演化规律,并提出合理的加固方案,本文重点研究对工程稳定性有较大影响的强风化玄武岩和软弱结构面在地震荷载作用下,考虑力学参数应变软化特性时对挖方边坡稳定性、滑面渐进形式产生的影响.地震稳定性分析时,采用拟静力法,考虑水平向惯性力作用,抗震设防烈度为8(Ⅷ)度,水平峰值加速度为2.45 m/s2.

图4 数值分析模型

3 桥址边坡地震稳定性评价

3.1 多级滑动特征分析

跨江大桥桥址边坡施工往往会产生较大工程开挖量,确定合适的开挖深度以保证边坡的长期稳定性,提高经济效益.因此分析不同开挖深度下的边坡在地震作用下变形破坏机制和稳定性演化规律有助于优化开挖方案.

在地震荷载作用下,考虑参数应变软化特性的边坡不同开挖深度下塑性区渐进发展云图如图5所示.可以看出,未开挖时,边坡软弱结构面区域局部进入塑性状态,此时边坡仍然处于较稳定状态,局部有松弛和裂缝发育,这与工程现场情况相对较吻合.第一开挖步后,在地震荷载作用下,边坡塑性区从软弱结构面向开挖边坡坡脚延伸并贯通,一级主滑面形成(按滑面形成先后时间分主次滑带,空间分布关系分一级和二级滑带).随着开挖深度的增加,一级主滑面的剪切破坏区在开挖坡脚和软弱结构面区域逐步向上扩展.当达到终了开挖步时,在地震力作用下,二级主滑面形成.由于下部开挖导致上部坡体牵引变形,形成次级滑面.次级滑面与一级主滑面和二级主滑面交汇,导致桥址边坡在开挖坡脚位置出现分叉型剪切破坏区.最终,随着滑面的进一步发展,形成由一级主滑面为优势剪切面,一级主滑面、次级滑面和二级主滑面控制的变形特征由坡脚继续向坡顶表面扩张直至整体失稳.

图5 多级滑动面形成过程中塑性区渐进发展云图

从破坏形式分析,由于开挖卸荷作用,坡脚应力集中,开挖体下部减载,抗滑力减小导致上部坡体受到牵引变形,因此,开挖体下部土体主要受到剪切变形破坏,开挖体上部土体主要受张拉破坏.即:一级主滑面主要是由于拉张和剪切破坏所致,次级滑面和二级主滑面主要是张拉破坏,且张拉破坏区正逐渐向上扩张.从多级滑动面形成过程中位移渐进发展云图(如图6所示),4 副图分别代表开挖深度:20、30 和40 m.可以看出,桥址边坡未开挖前,由于地震荷载的作用,桥址边坡产生变形,第一开挖步后,桥址下边坡变形有减小趋势,随着开挖深度进一步增加,变形逐渐增大.

图6 多级滑动面形成过程中位移渐进发展云图

综合上述可知,开挖后,桥址上边坡受地震荷载作用,变形较大,成为桥址边坡稳定性主要的影响区域.桥址下边坡虽然变形相对较小,但由于主墩不能承受水平荷载,微小变形仍然会导致主墩基础受到较大损坏.因此桥址下边坡对变形的控制相对于上边坡更加严苛.

为进一步分析地震荷载对含缓倾软弱结构面边坡影响,对比了自然工况和地震工况下塑性区扩展云图(如图7所示),图中○表示拉应力集中区,×代表剪应力集中区.自然工况下,边坡稳定性系数为1.13,地震工况下,边坡稳定性系数为0.97.可以发现,自然工况下,边坡失稳主要是由于开挖卸荷作用导致斜坡下部发生剪切破坏,坡顶出现张拉破坏的单滑面破坏形式,桥址下边坡并没有发生破坏.在地震工况下,边坡呈现出多级滑面破坏形式.主要区别在于:地震工况下,桥址下边坡滑体呈现沿缓倾软弱结构面向临空面抛出的破坏形式.说明缓倾软弱结构面对边坡稳定性的影响在自然工况下并不显著,但在地震工况下,软弱结构面对桥址边坡稳定性影响较为明显,严重威胁主墩的稳定性.

图7 不同工况下塑性区云图

通过上述对塑性区、变形的渐进发展规律分析,可将地震荷载作用下,含缓倾软弱结构面边坡多级滑面形成及对桥址边坡稳定性影响规律归纳为:在开挖和地震荷载共同影响下,含缓倾软弱结构面边坡坡体前缘由于地震惯性力作用,开挖坡脚与缓倾软弱结构面之间发生拉剪破坏.该区域贯通后在坡体前缘内部形成一个初始剪切带,此为一级主滑面.与此同时,由于坡体前缘发生变形,导致上部土体所受抗滑力降低,坡体内局部出现拉伸和剪切破坏区并逐渐发展,进而形成二级主滑面.随着时间推移,软弱结构面与二级主滑面之间受拉剪破坏控制的区域逐渐增大贯通,从而形成优势滑动面,即次级滑动面.多级滑面空间分布如图8所示.

图8 多级滑动面剪应变云图

3.2 稳定性演化规律

在不同开挖深度下,边坡稳定性系数在自然工况和地震工况下有着不同的变化规律,如图9所示.

图9 稳定性系数随开挖步变化情况

自然工况下,边坡稳定性系数随开挖深度增加,呈现出先减小后增加再减小的趋势,而地震工况下,稳定性系数随着开挖深度增加呈现出先增加后持续减小的趋势.该变化趋势主要和边坡开挖位置以及最危险滑面的变化有关,所以该边坡稳定性系数并没有随着开挖深度的增加而减小.

自然工况下,第一开挖步的开挖导致坡体前缘卸载,抗滑力减小,因此边坡整体稳定性有减小趋势.进一步开挖到第二开挖步时,开挖位置上部的坡体与下部的坡体之间相连接的土层变薄,导致上部下滑力不能完全地传递到下部含缓倾软弱结构面的土体,上部土体自身就能够承受下滑力,此时稳定性系数有所增加,即稳定性系数为1.23.进一步的开挖将导致开挖位置上部坡体发生进一步的卸荷松弛变形,稳定性系数一直处于下降趋势.

将地震工况下稳定性系数变化情况与多级滑动面形成过程中塑性区渐进发展云图(图5)对应分析,可发现:第一开挖步后,虽然边坡发生卸荷,但整体的重量有所减小,相比没有开挖前来说,地震惯性力作用对开挖体下部边坡稳定性的影响有所减弱,因此稳定性系数略微有所增加,此时的边坡稳定性系数1.07应该是一级滑带的稳定性系数.且随着开挖深度的增加,地震对开挖位置下部的坡体稳定性的影响是减弱的.相反,对开挖位置上边坡来说,进一步的开挖,导致开挖临空面不断扩大.已有研究表明,坡度越陡,地震对边坡稳定性的影响越大,因此,开挖位置上部坡体受地震荷载影响随开挖深度增加变得愈加显著,因此,稳定性系数随着开挖步的增加而持续减小(参见图9).因此,含缓倾软弱结构面的桥址边坡地震稳定性评价需要分开挖位置上下边坡分别分析.该案例中,有限元求解的稳定性系数只能说明是该状态下边坡对应的最不利的稳定性系数.对含多级滑面的边坡来说,不同的开挖时刻,对应不同的滑面和不同的稳定性系数,所以不能一概而论按照一个稳定性系数来开展工程设计.

3.3 不同方案加固效果对比及优化

桥址边坡工程地震工况下稳定性系数需要满足1.15才符合规范要求.对本文边坡采用3 种加固方式对比,预应力锚索每束施加预应力40 t,锚固段10 m,4 m×4 m 锚索布局.如图10所示,只采用预应力锚索加固,稳定性系数为1.06;采用预应力锚索加固至稳定性系数为1.15;对软弱结构面注浆加固且结合预应力锚索加固至稳定性系数为1.15.采用预应力锚索和注浆加固结合的方式加固需5 900 k N/m加固力,锚索长度为60 m,即可满足工程稳定性要求.而只采用预应力锚索加固的方式则需9 400 k N/m,且加固深度需增加约20 m,锚索长度为80 m 才能满足工程稳定性要求,施工难度大幅增加.最终,采用注浆加固和预应力锚索加固相结合的方式加固.

图10 不同加固形式下剪应变云图

4 结论与建议

依托山区公路桥梁典型桥址边坡工程,利用考虑材料强度应变软化特性的有限元方法揭示了含有缓倾结构面桥址边坡的多级滑动特征和地震影响效应,得到如下结论:

1)工程活动会对自然边坡的岩土特性造成扰动,间接影响其稳定性,考虑岩土材料软化的数值仿真技术可以较好地反映上述扰动机制并揭示此类边坡的渐进破坏过程和规律.

2)地震作用加剧了该类含缓倾结构面桥址边坡的多级滑动趋势.滑动面的产生和发展在时间和空间的顺序是先形成一级主滑面,而后在一级主滑面基础上产生二级主滑面,接着产生次级滑面,最终整体发生失稳.

3)地震作用下含缓倾软弱结构面的边坡在不同开挖深度下对应的破坏模式有所不同,稳定性系数随开挖深度先增大后减小.桥址下边坡由于缓倾结构面的影响,地震作用下存在整体失稳风险.

4)含缓倾结构面的桥址边坡加固时,采用注浆和预应力锚索联合加固的方式优于只采用预应力锚索加固.注浆加固可有效控制桥址下边坡的变形,对主墩稳定性更加有利.