胡松山，童申家，劉斌清，譚 華，覃潤(rùn)浦

（1.廣西交通科學(xué)研究院 廣西道路結(jié)構(gòu)與材料重點(diǎn)實(shí)驗(yàn)室，南寧 530007；2.廣西交通科學(xué)研究院 道路工程研究所，南寧 530007；3.西安建筑科技大學(xué) 土木工程學(xué)院，西安 710055）

1 引言

峽谷區(qū)高陡橋基岸坡工程是伴隨西部大開發(fā)建設(shè)以來巖土工程界呈現(xiàn)出的又一復(fù)雜邊坡問題。由于橋基邊坡呈現(xiàn)出巖土體不連續(xù)性、非均質(zhì)性及橋梁荷載作用下巖體變形機(jī)制的差異性等給橋基邊坡的穩(wěn)定性判斷帶來了諸多不便，影響橋梁的選型和工程造價(jià)，尤其橋梁下部結(jié)構(gòu)帶來的空間效應(yīng)影響對(duì)實(shí)際工程提出了建立三維邊坡穩(wěn)定分析的要求，以便更加真實(shí)地反映橋基的實(shí)際工作狀態(tài)。陳祖煜[1]提出用三維分析可以恰當(dāng)?shù)乜紤]滑體內(nèi)由于滑裂面的空間變異特征對(duì)邊坡穩(wěn)定安全系數(shù)的影響。隨著計(jì)算機(jī)技術(shù)的發(fā)展，有限元強(qiáng)度折減法的應(yīng)用可以解決邊坡幾何形狀不規(guī)則和材料不均勻性的問題。眾多工程實(shí)踐證明，運(yùn)用三維有限元強(qiáng)度折減法計(jì)算工程邊坡安全系數(shù)比較符合實(shí)際狀況，同時(shí)可以得出邊坡施工過程中巖土體的應(yīng)力與應(yīng)變情況，而且通過降低巖土參數(shù)模擬滑動(dòng)面塑性區(qū)的發(fā)展過程，為邊坡的開挖及加固方案的制定提供參考依據(jù)。總之，當(dāng)前的理論分析大多關(guān)注于均質(zhì)邊坡安全系數(shù)的計(jì)算，均質(zhì)邊坡臨界失穩(wěn)狀態(tài)的判斷，屈服準(zhǔn)則的使用，均質(zhì)邊坡滑動(dòng)面位置的分布狀況等，而對(duì)于非均質(zhì)邊坡的相關(guān)研究涉及較少，尤其針對(duì)非均質(zhì)邊坡的強(qiáng)度折減范圍及其滑動(dòng)面的位置的確定并未深入研究。

郭明偉等[2]在分析西南某橋基邊坡的過程中，采用剪應(yīng)力定義計(jì)算安全系數(shù)，同時(shí)也指出在工程實(shí)際中滑體的形狀不規(guī)則，不同滑動(dòng)方向得出的安全系數(shù)不同，如何確定潛在滑體的滑動(dòng)方向是值得研究的問題。

在對(duì)邊坡進(jìn)行全部折減和局部折減的問題上，楊光華等[3]認(rèn)為，邊坡的失穩(wěn)是由于局部土體的強(qiáng)度降低所致，并提出只對(duì)局部土體單元進(jìn)行強(qiáng)度折減，其他土體單元保持原有強(qiáng)度不變的局部強(qiáng)度折減法，同時(shí)指出一般基于全單元強(qiáng)度折減法計(jì)算出來的變形場(chǎng)比局部強(qiáng)度折減法的要偏大。而薛雷等[4]則以FLAC3D為平臺(tái)對(duì)一非均質(zhì)二維邊坡進(jìn)行分析，認(rèn)為局部強(qiáng)度折減在不能合理選擇折減區(qū)域時(shí)不能夠準(zhǔn)確評(píng)價(jià)邊坡的穩(wěn)定性，并建議對(duì)整個(gè)邊坡模型進(jìn)行整體折減。由此可見他們持有矛盾的觀點(diǎn)[3－4]。本文針對(duì)研究領(lǐng)域內(nèi)存在的問題展開對(duì)非均質(zhì)邊坡強(qiáng)度折減范圍、失穩(wěn)判據(jù)研究，研究結(jié)論將應(yīng)用于實(shí)際工程當(dāng)中，為同類型邊坡提供參考依據(jù)。

2 基于場(chǎng)變量的強(qiáng)度折減法

強(qiáng)度折減法分析邊坡穩(wěn)定性的技術(shù)關(guān)鍵是對(duì)計(jì)算結(jié)果的正確判斷，進(jìn)而分析坡體是否達(dá)到臨界破壞狀態(tài)，然而，對(duì)此多年來的研究者并未達(dá)到意見相一致。陳力華等[5]將此歸結(jié)為強(qiáng)度折減法的正確使用，認(rèn)為巖土體呈現(xiàn)張拉+剪破壞特征，而目前的強(qiáng)度折減法僅對(duì)坡體的抗剪強(qiáng)度參數(shù)(c,tan φ)進(jìn)行折減，忽略了抗拉強(qiáng)度參數(shù)T 的影響。

為了更加快速準(zhǔn)確地求出邊坡的安全系數(shù)，本文借助于在大型通用有限元軟件ABAQUS，在軟件中設(shè)置場(chǎng)變量，建立場(chǎng)變量與增量步時(shí)間和材料參數(shù)的函數(shù)關(guān)系，實(shí)現(xiàn)折減巖體抗剪強(qiáng)度參數(shù)和抗拉強(qiáng)度參數(shù)隨增量步時(shí)間變化，通過對(duì)軟件中時(shí)間步設(shè)置，實(shí)現(xiàn)材料參數(shù)的自動(dòng)折減，使得整個(gè)橋基邊坡模型在軟件中自動(dòng)完成全部折減過程，快速求得安全系數(shù)及塑形變形場(chǎng)。具體實(shí)施用公式為

式中：cini、φini、Tini分別為材料的初始黏聚力、內(nèi)摩擦角和抗拉強(qiáng)度；c、φ、T 分別為隨場(chǎng)變量變化的材料的黏聚力、內(nèi)摩擦角和抗拉強(qiáng)度；t為增量步時(shí)間，0≤t≤1；a、b為可調(diào)參數(shù)，且均大于0，滿足：＞1，b≠0 。

3 強(qiáng)度折減范圍

為了便于進(jìn)一步探討強(qiáng)度折減范圍對(duì)邊坡安全系數(shù)產(chǎn)生的影響，參照薛雷等[4]提出的“黏聚力比”概念對(duì)一般邊坡和高陡邊坡2個(gè)典型算例進(jìn)行研究。黏聚力比是指在分析模型當(dāng)中邊坡底部一層巖土的黏聚力與上部巖土層黏聚力之比，公式為

式中：clower、cupper分別為下部與上部巖土層的黏聚力。

（1）計(jì)算模型1

一般邊坡三維計(jì)算模型如圖1 所示，該邊坡的二維效果圖見文獻(xiàn)[5]所采用的算例邊坡。土體為服從Mohr-Coulomb 模型與非關(guān)聯(lián)流動(dòng)法則的理想彈塑性材料。為便于研究，假設(shè)該邊坡由上下2 層土組成的非均質(zhì)邊坡，計(jì)算區(qū)域長(zhǎng)105 m，高40 m，厚度方向取為50 m。整體模型的邊界條件：除坡面外所有的邊界垂直面和底面全部進(jìn)行法向約束。材料參數(shù)見表1，其中上層土黏聚力值固定不變，下層土黏聚力值按式（2）計(jì)算。

圖1 非均質(zhì)一般邊坡三維分析模型（算例1）Fig.1 Three-dimensional slope model of the inhomogeneous general slope(example 1)

表1 材料參數(shù)Table 1 Material parameters

由于一般邊坡計(jì)算模型涉及兩種材料，為便于研究非均質(zhì)邊坡各土層不同黏聚力比下局部強(qiáng)度折減法與整體強(qiáng)度折減法的區(qū)別，分別取不同黏聚力比給底層土黏聚力Clower賦值，其余參數(shù)不變(見表1)，并計(jì)算相應(yīng)的安全系數(shù)，如圖2 所示。

圖2 不同黏聚力比下整體與局部強(qiáng)度折減安全系數(shù)對(duì)比圖（算例1）Fig.2 Computed FOS for different cohesive ratios based on global and local strength reduction(example 1)

分析圖2 發(fā)現(xiàn)，黏聚力比c=1 時(shí)一般邊坡可概化為上硬下軟型和上軟下硬型兩種，c=0.8 時(shí)將安全系數(shù)與黏聚力比曲線分為I 區(qū)和II 區(qū)。I 區(qū)域，即黏聚力相差不大情況下僅對(duì)下層土折減計(jì)算出來的安全系數(shù)要大于整體折減和上部折減，若對(duì)局部軟弱層折減強(qiáng)化了實(shí)際邊坡的安全儲(chǔ)備能力；II 區(qū)域，邊坡下層較硬時(shí)，整體折減與僅對(duì)上層土折減結(jié)果基本一致?？梢娫谝话氵吰轮兄挥挟?dāng)黏聚力相差不大的情況下對(duì)黏聚力較小土層實(shí)施局部折減，才能得到合理的安全系數(shù)，而對(duì)于坡體內(nèi)存在巖質(zhì)相差較大的邊坡建議采用整體強(qiáng)度折減。

為便于對(duì)比一般邊坡整體折減與局部折減的滑動(dòng)面位置，將計(jì)算得出的三維塑性區(qū)云圖見圖3，再現(xiàn)邊坡體中變形發(fā)展過程，且可以清晰辨出整體強(qiáng)度折減與局部強(qiáng)度折減的異同。

圖3 黏聚力比0.8 的整體與局部折減塑性區(qū)云圖（算例1）Fig.3 Plastic zone contours of cohesive ratios 0.8 based on global and local strength reductions(example 1)

（2）計(jì)算模型2

陡邊坡三維計(jì)算模型見圖4，該邊坡的二維效果圖亦參考文獻(xiàn)[5]所采算例。邊坡材料為服從Mohr-Coulomb 與非關(guān)聯(lián)流動(dòng)法則的理想彈塑性材料。為便于研究，假設(shè)該邊坡由上下2 層土組成的非均質(zhì)邊坡，計(jì)算區(qū)域長(zhǎng)220 m，高170 m，厚度方向取為50 m。整體模型的邊界條件為：除坡面外所有的邊界垂直面和底面全部進(jìn)行法向約束。材料參數(shù)見表2，其中上層土黏聚力值固定不變，下層土黏聚力值按式（1）計(jì)算。

為了研究陡邊坡各土層不同黏聚力比下局部強(qiáng)度折減法與整體強(qiáng)度折減法的異同，運(yùn)用本文提出的引入場(chǎng)變量的強(qiáng)度折減法分別對(duì)整體強(qiáng)度折減、僅對(duì)上層土局部折減、僅對(duì)下層土局部折減，將計(jì)算得出的邊坡安全系數(shù)進(jìn)行對(duì)比分析，如圖5 所示。

圖4 非均質(zhì)陡邊坡三維分析模型（算例2）Fig.4 Three-dimensional slope model of the inhomogeneous steep slope(example 2)

表2 材料參數(shù)Table 2 Material parameters

圖5 不同黏聚力比下整體與局部強(qiáng)度折減安全系數(shù)對(duì)比圖（算例2）Fig.5 Computed FOS for different cohesive ratios based on global and local strength reduction(example 2)

對(duì)于陡邊坡，其安全系數(shù)與黏聚力變化曲線呈現(xiàn)出與一般邊坡不同的趨勢(shì)，分析圖5 特征為：（1）由圖5(a)可見，隨著土層結(jié)構(gòu)黏聚力比的增加，相應(yīng)的坡體安全系數(shù)在增加，這一結(jié)果與實(shí)際當(dāng)中的諸多工程案例不相符。由于邊坡存在軟弱巖體，尤其是高陡巖質(zhì)邊坡存在軟弱結(jié)構(gòu)面，坡體不能呈現(xiàn)較好的安全儲(chǔ)備能力。此時(shí)對(duì)整個(gè)邊坡進(jìn)行強(qiáng)度折減并未得出較好的結(jié)論。（2）由圖5(b)可見，位于I 區(qū)時(shí)，邊坡模型屬于上硬下軟型，即坡體下部存在軟弱巖土結(jié)構(gòu)，此時(shí)隨著黏聚力比的增加，對(duì)下層土進(jìn)行局部折減得出的安全系數(shù)逐步增加，在合適的條件下超過整體折減結(jié)果。在II 區(qū)，下部土層強(qiáng)度逐漸接近甚至超過上部土層強(qiáng)度，數(shù)值模型逐步轉(zhuǎn)化為上軟下硬型，此時(shí)在黏聚力比為1.0～1.8時(shí)，對(duì)下部相對(duì)硬土層折減計(jì)算的安全系數(shù)幾乎不變，而當(dāng)黏聚力比達(dá)到1.8 以上，即位于III和IV時(shí)，整體趨勢(shì)接近于整體折減曲線。（3）由圖5(c)可見，位于II 區(qū)時(shí)，折減結(jié)果大于整體折減，且在黏聚力比值達(dá)到1.2 時(shí)，出現(xiàn)邊坡安全儲(chǔ)備臨界狀態(tài)，即隨著下部土層硬度的增大，對(duì)坡體上部相對(duì)軟弱巖層進(jìn)行局部折減的結(jié)果不變。結(jié)合實(shí)際工程可以解釋為，當(dāng)邊坡上部出現(xiàn)局部軟弱結(jié)構(gòu)層時(shí)，軟弱結(jié)構(gòu)層的穩(wěn)定性決定了整個(gè)邊坡的安全與否，對(duì)相對(duì)較弱的巖體折減可以得出與實(shí)際相符合的結(jié)果。

對(duì)比分析3 種變化曲線得出，對(duì)于高陡三維邊坡而言，對(duì)相對(duì)較軟的巖體進(jìn)行局部折減可以得出較為可信的結(jié)果，而整體折減不僅給計(jì)算來帶較多的分析時(shí)間，而且得出的結(jié)果在某種程度上與實(shí)際相違背。

圖6為陡邊坡部分不同黏聚力比下整體與局部強(qiáng)度折減計(jì)算所得塑性區(qū)云圖。

圖6 不同黏聚力比下整體與局部折減塑性區(qū)云圖（算例2）Fig.6 Plastic zone contours of different cohesive ratios based on global and local strength reductions(example 2)

由圖6 可見，邊坡潛在的危險(xiǎn)滑動(dòng)面所在位置、滑動(dòng)面狀態(tài)及分辨出整體強(qiáng)度折減與各局部強(qiáng)度折減法的異同。對(duì)比發(fā)現(xiàn)，折減區(qū)域不同，相應(yīng)的邊坡塑性區(qū)也不一樣，整體折減和只對(duì)上層土體折減，塑性區(qū)分布于上層土；而只對(duì)下層土折減，塑性區(qū)出現(xiàn)于下層土。可見，折減局部土體強(qiáng)度獲得的變形更接近真實(shí)變形，即對(duì)高陡邊坡進(jìn)行局部強(qiáng)度折減更為合理。

4 關(guān)于非均質(zhì)邊坡失穩(wěn)判據(jù)的探討

目前研究領(lǐng)域?qū)吰聻l臨破壞的極限狀態(tài)的判斷采用3 種依據(jù)，即計(jì)算不收斂、塑性區(qū)貫通和特征點(diǎn)位移法。然而許多專家學(xué)者對(duì)此3 種判斷依據(jù)看法不一。收斂性判斷要求有一個(gè)保證大型高陡邊坡計(jì)算能夠完全收斂的有限元軟件，而目前沒有此類軟件。劉金龍等[6]認(rèn)為，有限元數(shù)值計(jì)算收斂時(shí)也不一定表明邊坡處于安全狀態(tài)。趙尚毅等[7]指出，塑性區(qū)貫通是邊坡破壞的必要非充分條件。傳統(tǒng)的特征點(diǎn)位移法雖說概念簡(jiǎn)單、較易接受，但在實(shí)際操作中誤差較大，并且常常遇到特征點(diǎn)不明顯或出現(xiàn)多個(gè)特征點(diǎn)現(xiàn)象，混淆判斷依據(jù)。

基于上述分析及上文計(jì)算過程中遇到的現(xiàn)象，本文采用坡體內(nèi)關(guān)鍵部位特征點(diǎn)位移（水平位移或豎直位移）隨折減系數(shù)的變化率，即特征點(diǎn)位移增量Δδ 與強(qiáng)度折減系數(shù)增量ΔFt比值ΔδΔFt和強(qiáng)度折減系數(shù) Ft的關(guān)系曲線的突變點(diǎn)來確定邊坡的臨界失穩(wěn)狀態(tài)。

5 工程實(shí)例

石門大橋位于新疆省呼圖壁河中上游的石門水電站庫區(qū)上游，橋基岸坡為典型的“U”型溝谷，地形起伏較大，兩岸陡峻，岸坡高約60 m，坡度為50°～90°，坡腳堆積少量的崩塌巨石，出露地層為卵石、泥巖、砂巖[8]。橋址區(qū)地表發(fā)育有較密的低矮植被，河道內(nèi)常年流水。橋位河床海拔1 176 m，古河道河床海拔1 152 m，枯水期水位高程為1 185 m，正常蓄水位為1 240 m，溝谷底部寬約50 m，溝谷頂部寬約175 m。左岸邊坡呈現(xiàn)上緩下陡形式，上部陡度為12°，下部陡度為48°，右岸邊坡坡度為53°。U 形谷中階地不發(fā)育，僅零星分布于U 形谷下部，一般為侵蝕階地或基座階地，新構(gòu)造活動(dòng)期，本區(qū)地殼處于間歇性抬升狀態(tài)，河谷地貌大致經(jīng)歷寬谷期和峽谷期。橋型選擇為上部結(jié)構(gòu)90 m+150 m+90 m連續(xù)剛構(gòu)，加6 m×25 m 預(yù)應(yīng)力混凝土現(xiàn)澆連續(xù)箱梁。大部分橋墩分布于左岸橋基，本文擬對(duì)左岸對(duì)橋梁主墩影響較大的高陡邊坡為工程實(shí)例，采用本文提出的分析方法對(duì)其進(jìn)行穩(wěn)定性分析。

5.1 三維橋基邊坡體計(jì)算模型

根據(jù)場(chǎng)地工程地質(zhì)勘察，橋位地層分布受構(gòu)造控制，主要出露侏羅系和第四系，巖性為砂巖、泥巖、粉砂巖、粉土層、沖洪積（Q3al+pl）卵、礫石層，沖洪積（Q4al）卵、礫石層。第四系松散沉積物廣泛分布于溝谷、岸坡較緩及橋址上下游大型不良地質(zhì)體分布區(qū)。兩岸邊坡在漫長(zhǎng)的地質(zhì)歷史中，歷經(jīng)燕山構(gòu)造運(yùn)動(dòng)與喜馬拉雅運(yùn)動(dòng)，受陡峭兩岸的卸荷作用，使兩岸的砂巖中發(fā)育以順河向?yàn)榈拇罅啃逗闪严?，造成河道左岸（大橋K80+552 主墩旁）一處危巖體見圖7、8。

圖7 危巖照片（拍攝方向?yàn)槟?北）Fig.7 Crag photo(shooting direction:south to north)

圖8 左岸風(fēng)化凹槽（拍攝方向?yàn)楸?南）Fig.8 The weathering groove of the left bank(shooting direction:north to south)

根據(jù)現(xiàn)場(chǎng)勘測(cè)，左岸橋坡表層卵石厚約24 m，卵石層以下為砂巖、泥巖，上部基巖裸露陡立，表層為強(qiáng)風(fēng)化～中等風(fēng)化狀態(tài)。下部基巖緩傾，表層為全風(fēng)化～強(qiáng)風(fēng)化狀態(tài)。根據(jù)現(xiàn)場(chǎng)工程地質(zhì)情況和主要的地層分布，建立三維有限元分析模型，三維模型的幾何尺寸為：沿橋軸線方向取包括橋墩在內(nèi)的范圍380 m；沿垂直于橋軸線方向，取橋軸線上下游400 m 的范圍；沿河床向下取100 m 范圍作為研究對(duì)象。其中巖層劃分見圖9，有限元模型見圖10。計(jì)算模型中包括巖體材料分布、軟弱結(jié)構(gòu)面及墩臺(tái)。計(jì)算邊界條件：除坡面外所有的邊界垂直面和底面全部進(jìn)行法向約束。為了便于看出橋基岸坡巖層劃分結(jié)構(gòu)，根據(jù)現(xiàn)場(chǎng)勘測(cè)報(bào)告對(duì)主橋墩K80+642 位置地層巖性從上到下為4.0 m 粉土，8.5 m卵石，2.0 m 中分化泥巖，4.5 m 微風(fēng)化泥巖，3.0中風(fēng)化砂巖，2.0 m 強(qiáng)風(fēng)化砂巖，15.2 m 中風(fēng)化砂巖，3.3 m 中風(fēng)化泥巖，7.0 m 中風(fēng)化砂巖，2.5 m中風(fēng)化泥巖和8.0 微風(fēng)化砂巖。具體工程地質(zhì)縱斷面圖見文獻(xiàn)[8]。

圖9 左岸橋基邊坡巖層結(jié)構(gòu)劃分Fig.9 The left bank abutment slope rock structure

圖10 三維有限元分析模型Fig.10 3D finite element analysis model

5.2 計(jì)算模型參數(shù)選取

根據(jù)工程區(qū)域巖土體的室內(nèi)試驗(yàn)，通過查閱巖石參數(shù)手冊(cè)[9-12]，并參考類似工程所有的力學(xué)參數(shù)，三維邊坡模擬計(jì)算時(shí)天然狀況下和飽水條件下的巖體及軟弱結(jié)構(gòu)面強(qiáng)度參數(shù)見表3、4。鑒于巖體力學(xué)中，Druck-Prager 屈服準(zhǔn)則比Mohr-Coulomb 屈服準(zhǔn)則更能準(zhǔn)確描述巖石強(qiáng)度的強(qiáng)度準(zhǔn)則，在對(duì)邊坡進(jìn)行彈塑性有限元分析時(shí)，巖體采用Druck-Prager 準(zhǔn)則，結(jié)構(gòu)面采用Mohr-Coulomb 準(zhǔn)則。

為清楚顯示各個(gè)階段安全系數(shù)Fs的確定所對(duì)應(yīng)結(jié)構(gòu)面的強(qiáng)度值，建立軟弱結(jié)構(gòu)面強(qiáng)度參數(shù)隨場(chǎng)變量變化曲線圖，如圖11、12 所示。

表3 基于Drucker-Prager 模型物理力學(xué)參數(shù)（天然條件下）Table 3 Physical and mechanical parameters of Drucker-Prager model(based on the natural conditions)

表4 基于Mohr-Coulomb 模型的軟弱結(jié)構(gòu)面力學(xué)參數(shù)Table 4 Weak structure mechanical parameters based on Mohr-Coulomb model

5.3 三維橋基穩(wěn)定性分析

石門大橋左岸橋基岸坡屬于典型的高陡巖質(zhì)邊坡，結(jié)合本文研究結(jié)論對(duì)岸坡相對(duì)軟弱結(jié)構(gòu)巖體及軟弱結(jié)構(gòu)面進(jìn)行強(qiáng)度折減，在折減過程中并考慮材料抗拉強(qiáng)度指標(biāo)的影響，避免了分析過程中不合理塑性區(qū)的出現(xiàn)。圖13為坡體處于極限狀態(tài)下的等效塑形應(yīng)變圖，圖14為沿橋軸線方向坡體內(nèi)部剖面的塑形變形圖。顯見，坡面卵石層表面的粉土層已有塑性流動(dòng)區(qū)域。進(jìn)一步結(jié)合最大主應(yīng)力等值線云圖可見，最大主應(yīng)力分布于后坡面橋臺(tái)位置、卵石層以下的強(qiáng)風(fēng)化砂巖層等處，根據(jù)現(xiàn)場(chǎng)巖層鉆孔柱狀圖資料顯示，此部位巖體完整性評(píng)價(jià)為破碎狀態(tài)，所形成的集中拉應(yīng)力區(qū)域尤其會(huì)導(dǎo)致后坡面橋臺(tái)兩側(cè)巖石出現(xiàn)局部拉破壞。

圖11 泥巖結(jié)構(gòu)面摩擦角和黏聚力隨場(chǎng)變量變化三維曲面圖Fig.11 Mudstone structure surface friction and cohesion with field variables change 3-D surface chart

圖12 砂巖結(jié)構(gòu)面摩擦角和黏聚力隨場(chǎng)變量變化三維曲面圖Fig.12 Sandstone structure surface friction and cohesion with field variables change 3-D surface chart

圖13 天然狀態(tài)下橋基坡體的塑形變形圖Fig.13 Plastic deformation of bridge foundation slope shape in natural state

圖14 極限狀態(tài)下沿橋軸線方向坡體內(nèi)部剖面的塑形變形圖（局部放大圖）Fig.14 Plastic deformation of section along bridge axis at ultimate state(partial enlarged drawing)

圖15 最大主應(yīng)力等值線云圖（單位：102 kPa）Fig.15 Maximum principal stress nephogram(unit:102 kPa)

為了分析傳統(tǒng)特征點(diǎn)位移法給人為判斷邊坡安全系數(shù)帶來的不變，觀察圖16 顯見，隨著場(chǎng)變量的增加，豎向位移同步增大，曲線在場(chǎng)變量為1.2和1.6 兩處出現(xiàn)位移突變點(diǎn)，混淆正確判斷邊坡的穩(wěn)定性?？紤]到工程設(shè)計(jì)單位所關(guān)心的大橋橋基在各種工況下的變形問題，并滿足橋基橫向無變形且允許豎直方向有10 mm 變形的橋梁設(shè)計(jì)要求。故，橋梁墩臺(tái)的變形量是研究的重點(diǎn)，并結(jié)合本文提出的失穩(wěn)判別依據(jù)，以K80+552 橋墩、K80+642 橋墩、K80+667 橋墩、K80+692 橋墩、K80+717 橋墩、K80+742 橋墩、K80+767 橋墩、K80+792 橋臺(tái)等作為邊坡穩(wěn)定關(guān)鍵部位特征點(diǎn)，并給出其ΔδΔFt-Ft關(guān)系曲線，如圖17 所示。

圖16 場(chǎng)變量FV1 隨水平位移變化曲線Fig.16 Relationship curve between horizontal displacement and field variation FV1

圖17 關(guān)鍵點(diǎn)ΔδΔF t-Ft 關(guān)系曲線Fig.17 Relationshipcurves betweenΔδΔFt andFt

由圖17 可見，當(dāng)折減系數(shù)增加到1.50 時(shí)，關(guān)鍵部位K80+552 橋墩～K80+767 橋墩的ΔδΔFt值突然急劇增加，由此判斷整體橋基邊坡安全系數(shù)為1.50，特別指出關(guān)鍵點(diǎn)K80+792 橋臺(tái)出局部安全系數(shù)為1.45，這與該處出現(xiàn)最大主應(yīng)力集中區(qū)相符，說明該處巖體相對(duì)其他部位安全儲(chǔ)備能力較低。總之，文中采用的位移隨折減系數(shù)變化速率判據(jù)所顯示的位移突變點(diǎn)較為明顯，進(jìn)而體現(xiàn)出判據(jù)的準(zhǔn)確性和較強(qiáng)的實(shí)用性。

現(xiàn)場(chǎng)勘察發(fā)現(xiàn)，岸坡頂部卵石層屬于水庫蓄水后的水位變動(dòng)區(qū)，岸坡在后期水庫水浸泡及水流掏蝕，有滑塌趨勢(shì)。因此，為避免橋梁運(yùn)營(yíng)期間該部位卵石滑塌所產(chǎn)生的涌浪給大橋構(gòu)筑物造成破壞性影響，工程要求對(duì)左岸橋基岸坡表層做削坡處理，邊坡坡率為1:2?？紤]到所建大橋大部分橋墩位于左岸邊坡，加上后期蓄水影響，有必要計(jì)算橋梁運(yùn)營(yíng)期間邊坡安全系數(shù)大小，計(jì)算結(jié)果如圖18 所示。計(jì)算發(fā)現(xiàn)，削坡后的橋基在橋梁荷載及水庫蓄水條件下，邊坡安全系數(shù)明顯下降?？傮w邊坡安全系數(shù)為1.13。根據(jù)《公路路基設(shè)計(jì)規(guī)范》[18]第7.17.3 條第4 款規(guī)定：路堤和庫岸穩(wěn)定安全系數(shù)不應(yīng)小于1.25，當(dāng)考慮水位升降變化作用影響時(shí)，穩(wěn)定安全系數(shù)不應(yīng)小于1.05～1.15。很顯然，此時(shí)岸坡處于臨界穩(wěn)定狀態(tài)，為保證整體岸坡有足夠的安全儲(chǔ)備性能[14]，建議在對(duì)邊坡削坡處理后，尚應(yīng)對(duì)其進(jìn)行錨固處理。建議錨固范圍為上下游各50 m，枯水位以下5 m 至厚層砂巖層以上5 m（即海拔高程1 180～1 230 m），水平向錨固深度大于30 m。

圖18 工況：蓄水+橋梁荷載作用時(shí)關(guān)鍵點(diǎn)Fig.18 Relatio nships betweenΔδΔFtandFtΔδΔFt-Ft關(guān)系曲線in waterstorageadd bridgeload

6 結(jié)語

在對(duì)非均質(zhì)邊坡研究中給出了一般邊坡和高陡邊坡折減范圍的理論依據(jù)。本文分析方法建立在三維有限元分析[16]中，比以往學(xué)者分析方法更接近工程實(shí)際，在高陡邊坡中建議對(duì)相對(duì)較弱巖體進(jìn)行局部折減。

采用基于場(chǎng)變量的強(qiáng)度折減法[13,15,17]，并同時(shí)考慮抗剪強(qiáng)度參數(shù)和抗拉強(qiáng)度參數(shù)的影響，在計(jì)算結(jié)果的準(zhǔn)確性及計(jì)算效率上比傳統(tǒng)方法均有大幅度的提高，結(jié)果表明該方法求邊坡安全系數(shù)是有效的，具有一定的可行性。

針對(duì)傳統(tǒng)邊坡失穩(wěn)判據(jù)的不足，提出對(duì)特征點(diǎn)位移法中關(guān)鍵拐點(diǎn)選擇的改進(jìn)，并將其應(yīng)用于實(shí)際工程中，結(jié)果顯示該方法可彌補(bǔ)傳統(tǒng)方法中的不足。另外，該方法的應(yīng)用較準(zhǔn)確地預(yù)測(cè)出石門大橋后期運(yùn)營(yíng)中存在的隱患，對(duì)工程邊坡的治理提供較為可靠的理論依據(jù)。

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