高邊坡治理實體有限元數(shù)值模擬及方案比選

尹亮洲，湯祖平

（1.中國電建集團中南勘測設計研究院有限公司，湖南長沙 410014；2.中交中南工程局有限公司，湖南長沙 410002）

0 引言

對于土質邊坡高度大于20 m、小于100 m或巖質邊坡高度大于30 m、小于100 m 的邊坡，其邊坡高度因素會對邊坡穩(wěn)定性產(chǎn)生重要影響，邊坡防護加固工程需進行專項設計，這些邊坡工程被稱為高邊坡工程。高邊坡治理在公路、市政及房建工程中廣泛存在，邊坡穩(wěn)定性一旦遭到破壞，將造成巨大的生命和財產(chǎn)損失。因此，高邊坡治理成為影響工程順利開展的重要環(huán)節(jié)。由于項目存在高風險性，設計時應對高邊坡治理的多個方案進行綜合論證。國內(nèi)學者針對高邊坡治理進行了大量研究。王恭先［1］對滑坡性質及治理方案進行深入研究，提出確定防治方案應考慮的4 個因素和不同類型滑坡的治理方案，為預防及處理高邊坡和路堤填方引起的“工程滑坡”提供了參考。石廣斌等［2］根據(jù)邊坡崩塌后揭露的地質構造特性，分析高邊坡的崩塌機理，并在此基礎上擬定加固方案，用極限平衡法對錨索錨固力進行優(yōu)化，用二維接觸非線性有限元法分析邊坡巖體與混凝土框架之間的相互作用，不僅提高了邊坡巖體的安全度，而且獲得了良好的經(jīng)濟效益。

目前，針對邊坡治理大多采用二維有限元分析法，對于場地及邊坡形式簡單的施工場景，尚能較好地滿足工程安全性的要求。但是，當場地、邊坡形式及荷載的空間關系相對復雜時，二維有限元分析法則存在局限性，難以真實地模擬現(xiàn)場實際情況。本文介紹的工程項目的巖質邊坡高度為30 m，在其上修建12.8 m 的填土邊坡及支擋結構，由于周邊有道路及學生宿舍，空間關系復雜，安全性要求較高。為更準確地模擬該高邊坡工程的治理方案，本文建立實體有限元模型，分析各方案的安全性及經(jīng)濟性，從而確定最合適的方案，并通過監(jiān)測結果驗證有限元模擬的正確性。

1 工程概況及治理方案設計

本工程位于云南昭通某中學南側場地（如圖1所示），場地東南角分別為2 級高邊坡及深溝谷，宿舍（5 層）緊鄰第二級邊坡，最短平面距離約8 m，因此工程對邊坡穩(wěn)定性及位移的要求非常高。第一級邊坡坡頂標高為1 742.00 m，第二級邊坡坡頂標高為1 754.80 m。在第一級邊坡上進行2 次填土，形成2級平臺，平臺1 的標高為1 746.00 m，平臺2 的標高為1 754.00 m，在平臺2 上布置8.0 m 寬的道路?？够瑯恫贾萌鐖D2 所示（下文中的方案2）：第一排樁樁號為1～10#，樁徑為1.4 m，樁長10.35 m，間距為2.0 m；第二排樁樁號為11～19#，樁徑為1.4 m，樁長5.15 m，間距為2.0 m；第三排樁樁號為20～29#，樁徑為1.0 m，樁長12.2 m，間距為2.0 m。第一排樁與第二排樁的間距為3.2 m，第二排樁與第三排樁的間距為2.0 m，各排樁之間呈梅花形布置。

圖1 高邊坡治理施工方案示意圖（單位：m）

圖2 宿舍、道路及樁位平面關系

由于支擋結構位于填土1上，天然地基承載力較低，下面土層為強風化玄武巖及中風化玄武巖，填土地基上存在車道荷載P1，考慮宿舍基底壓力P0對支擋結構的影響，經(jīng)綜合分析，擬采用自重較輕的扶壁式擋墻及樁板墻進行支護，初步擬定以下3個高邊坡治理方案。

方案1：填土到平臺1 標高，施工第一、第二排樁基礎，然后澆筑上部扶壁式擋墻，擋墻扶臂厚0.4 m，懸臂厚0.4 m，底板厚0.5 m，最終填土到平臺2 標高。樁及扶壁式擋墻均采用C30混凝土。

方案2：填土到平臺1 標高，施工第一、第二、第三排樁基礎，然后澆筑上部扶壁式擋墻，擋墻扶臂厚0.4 m，懸臂厚0.4 m，底板厚0.5 m，最終填土到平臺2標高。樁及扶壁式擋墻均采用C30混凝土。

方案3：填土到平臺1 標高后繼續(xù)填土到平臺2標高，施工第一、第二、第三排樁基礎，然后施工頂板及側板，頂板厚1 m，側板厚0.2 m。樁及板均采用C30混凝土。

下文通過實體有限元模型對3個方案進行分析，從內(nèi)力、位移、穩(wěn)定性及經(jīng)濟性等方面對3 個方案進行比選。

2 實體有限元數(shù)值模擬

根據(jù)上文各支護方案，采用MIDAS/GTS 有限元軟件對高邊坡治理進行有限元模擬。其中，填土、強分化玄武巖及中風化玄武巖均采用實體單元。方案1、方案2 中的扶臂擋土墻的扶臂、側板、底板及方案3中的頂板、側板均采用板單元，樁基礎采用梁單元。實體單元、板單元及梁單元之間彼此共節(jié)點耦合。5層宿舍的基底壓力P0為60 kPa［3］，車道為8 m 寬的雙車道，車道荷載P1為2.625 kPa［4］，分別以面荷載形式作用在實際實體單元表面上。實體有限元模型如圖3所示；各方案結構部分如圖4所示。

圖3 三維實體有限元模型

圖4 3個高邊坡治理方案的結構圖

土體本構模型采用Mohr-Coulomb 模型。根據(jù)巖土工程地質勘察資料，結合周邊樁基施工監(jiān)測到的樁身變形結果，對土體參數(shù)進行多次試算與反演，確定符合本工程的合理的主要巖土參數(shù)（見表1）。

表1 巖土力學參數(shù)表

3 方案計算結果對比

3.1 墻體位移

經(jīng)過計算，方案1的墻體最大位移為墻底部水平向位移，大小為1.47 cm。方案2 的墻體最大位移為墻頂部水平向位移，大小為1.53 cm。方案3 的墻體最大位移為側板頂部水平向位移，大小為4.00 cm。分析表明：3 個方案在平臺1 以下入土部分樁體的水平位移均較小，位移主要由上部結構的剛度決定。方案1、方案2 的上部扶壁式擋土墻結構整體剛度比方案3 的抗滑樁大，前二者位移相對較小。

3.2 墻體內(nèi)力

各方案墻體彎矩如圖5所示。方案1、方案2的最大彎矩發(fā)生在墻趾、墻踵與扶臂交匯處，大小分別為-726～358 kN·m、-294～123 kN·m。方案3的最大彎矩發(fā)生在頂板中部和角部，大小為-892～275 kN·m。分析表明，方案1 的最大墻身彎矩約為方案2 的2.5倍。方案3雖然樁數(shù)較多，但是整體剛度小，頂板彎矩較大，最大彎矩約為方案2 的3 倍。各方案墻體剪力結果表明：方案1、方案2 的最大剪力發(fā)生在墻踵與扶臂交匯處，大小分別為-1 178～1 201 kN·m、-838～870 kN·m。方案3 中除個別邊角處有應力集中外，剪力比較平均，大小為-781～851 kN。分析表明：方案1的最大墻身剪力約為方案2的1.4倍，方案3與方案2的剪力大小相當。

圖5 3個高邊坡治理方案的墻體彎矩圖

3.3 樁體內(nèi)力

對3個方案的第一、第二排樁各方案的樁身內(nèi)力及樁頂位移進行分析，得出以下結論：方案1 承受較大的剪力和彎矩；方案2 承受彎矩明顯小于方案1；方案3 承受的內(nèi)力較小，但產(chǎn)生的位移較大。對3 個方案第三排樁各方案的樁身內(nèi)力及樁頂位移進行分析，得出以下結論：方案2承受較大的內(nèi)力，但位移較?。环桨? 承受的內(nèi)力較小，但產(chǎn)生的位移較大（見表2）。

表2 3個高邊坡治理方案的對比結果（以方案2為參照）

4 方案選擇

表2 是以方案2 為參照的對比數(shù)據(jù)與結果，表2中的S、N、V、M分別表示樁頂位移、樁軸力、樁剪力、樁彎矩，字母的數(shù)字編號表示樁排號，例如S1表示第一排樁的樁頂位移。由上文方案計算結果及表2對比結果可知，方案3的墻頂位移為4 cm，變形過大，不滿足工程要求，不予考慮。方案1的樁身內(nèi)力偏大，對樁身承載力要求高，但樁數(shù)量少，可節(jié)約造價及工期。方案2 的位移較小，同時樁身內(nèi)力更均勻，樁數(shù)有所增加，但結構更安全，經(jīng)濟性滿足要求，經(jīng)反復論證，作為最終方案。

5 模擬數(shù)值與監(jiān)測數(shù)據(jù)對比

施工過程中對擋土墻頂水平及豎向位移進行監(jiān)測，監(jiān)測點為A、B、C 3 個點，分別位于平面上10#、5#、1#樁對應的墻頂位置。將監(jiān)測值與方案2 的數(shù)值計算理論值進行對比，結果如圖6 所示。由圖6可知，墻頂豎向位移中間大、兩端小。由于荷載不對稱，A 點水平位移大于其余2 點。監(jiān)測值與理論值發(fā)展趨勢一致，但水平位移和豎向位移均比理論值小。

圖6 位移理論值與實測值對比

6 結論

本文以某邊坡治理為研究案例，結合項目實際情況，提出3種邊坡治理方案。經(jīng)過對比分析，得到如下結論：①墻頂位移主要由墻身剛度決定，不同數(shù)量樁基對水平位移影響不大。②排樁方案由于自身剛度小，在高邊坡情況下容易產(chǎn)生過大變形，本工程高邊坡臨近學生宿舍，對變形控制要求高，故此方案不適用于本工程。③扶壁式擋墻整體剛度大，自重輕，既能減少墻頂位移，又不會使樁基產(chǎn)生過大的內(nèi)力。④方案2 上部結構采用扶臂式擋墻，基礎采用3 排樁基礎，內(nèi)力和位移都比較小，抗傾覆穩(wěn)定性較好，經(jīng)濟安全，因此作為最終方案。