地震作用下高边坡稳定性验算及监测分析

刘丽萍，王思长

（1.西安工业大学 建筑工程学院，陕西 西安710032；2.长安大学 特殊地区公路工程教育部重点试验室，陕西 西安710064）

近年来地震给公路高边坡造成的重大破坏，引起了工程界的广泛关注。关于高边坡抗震稳定性计算已开展了不少研究，主要有拟静力法、滑块分析法、数值模拟法和试验法等几大类，这些方法各有优缺点。拟静力法简单实用，在边坡地震稳定性分析中应用最为广泛，积累了大量的工程经验，并纳入了有关规范[1－3]，但传统拟静力法通常只考虑水平地震动并采用单一的地震系数，无视地震加速度时空分布的不均匀性。滑块分析法的假设与实际相差较大，难以真实地反映地震动作用下边坡岩土体的行为。数值模拟法中，有限元法应用较广泛[4]，其主要适用于看作连续介质及含少量不连续界面的边坡，但有限元法对地震过程中可能出现的某些破坏现象（如液化大变形、大滑移、滚落、大应变等）难以作出精确合理的估计。试验法基本上以振动台的物理模拟试验为主，而采用离心机的物理模拟试验则比较少见。由于边坡抗震稳定性分析影响因素众多[5－7]，准确预测边坡在实际地震中的稳定性依然存在很大难度，为此，从满足工程实际需要而言，最好结合监测手段弥补理论预测的不足。本文就高边坡抗震稳定性问题进行了不同计算方法的对比分析，并通过现场深部位移观测进行了验证，希望能对类似工程有借鉴和指导作用。

1 工程概况

某高速公路路线地处山区，高差较大，四季气候变化明显，降雨量充足，无霜期长。区内径流量月分配很不均匀，七月至九月的径流量占全年径流量的一半左右，其中七月份最易出现暴雨诱发洪水灾害。路基左侧为库岸边坡，坡体组成包括强风化页岩、中等风化砂岩、角砾土、亚粘土等。边坡地貌单元为山间河谷区（“U”型谷），发育有Ⅰ级～Ⅳ级阶地，片块状零星分布有第四系松散堆积物。边坡区相邻构造单元之间以区域断裂带为界，构造特征主要表现为褶皱和断裂。地震的发生受区域性活动断裂的性质、运动速率及幅度的控制。根据《中国地震动参数区划图》[8]（GB18306－2001），边坡处于6度区，地震动峰值加速度为0.05g，反应谱特征周期为0.45 s。该边坡开挖、防护施工及完工期处于汶川大地震影响时期，且边坡处于库区，若边坡失稳将带来巨大的损失。因此，有必要对边坡进行稳定性分析及实时监测。设计采用混凝土骨架＋抗滑桩的防护型式，2009年11月抗滑桩施工，2010年6月防护施工结束。

2 稳定性验算

图1所示为简化的计算坡型，表1给出了该边坡 的 土 性 参 数，分 别 采 用 地 震 角 法[9－12]、规 范法[13－15]对其稳定性进行计算分析，得出的安全系数见表2。其中，地震角法可以考虑地震入射角对地震力作用的影响，假设坡体为刚体，根据文献[9－12]，计算地震力如下:

图1 计算分析中采用的简化坡型

式中:Ehi为竖向地震力；Evi为水平地震力；Qi为总地震力；g为重力加速度；δ为地震力偏角；a（t）地震动过程；Gi为土柱重。

由于地震力为不规则力，为计算简便，将地震力的形式简化为正弦函数，即上式中:

式中:arms是均方根加速度；t为震动时刻。

设边坡失稳时边坡对圆心的滑动力矩为MSj，水平地震力和竖直地震力产生的力矩分别为Mdv和Mdh。抗滑力矩为MK，主要包含摩擦力和粘结力产生的力矩Mrφ和Mrc。因此边坡的安全系数为:

式中:MS＝MSj＋Mdh＋Mdv，MK＝Mrφ＋Mrc然后按照土层的不同重度对边坡进行积分求解，最后化简后得出MS，MK。结合地震波的实际情况代入式（4）求出最小安全系数Kmin。

表1 岩土层的物理力学性质指标

表2 不同方法在地震加速度0.05 g时安全系数的计算结果

根据现行《公路工程抗震设计规范》[13]（JTJ044－89），当边坡高度大于20m时，高速公路边坡稳定性系数要求大于等于1.15。由表2可以看出，即使不考虑地震作用，边坡安全系数也不能满足规范要求。地震作用下，采用规范法计算，不能考虑地震入射角的影响，当加速度为0.05g时，安全系数为0.952，因此，地震时自然状况下边坡处于不稳定状态。根据地震角法的计算结果，在地震入射角为45°时，安全系数为2.253，地震入射角为180°时，安全系数最小值为0.844。按照最不利原则，该边坡在不加任何防护的情况下处于不稳定状态。因此，为确保边坡的稳定性，设计采用混凝土骨架＋抗滑桩的防护型式，防护后，采用两种方法计算的安全系数最小值均大于《标准》[13]要求的1.15，进而表明防护设计后边坡在地震作用下处于稳定状态。

3 监测结果及分析

为了验证边坡理论计算的可靠性，边坡深部位移采用测斜仪监测，监测从2009年7月开始。监测断面选择地质条件差、变形大、可能发生破坏的部位。根据勘测、地质调研资料和边坡特点，选定与6＃抗滑桩（抗滑桩截面为1.8m×2.4m，桩长为25 m）和8＃抗滑桩（抗滑桩截面为1.8m×2.4m，桩长为27m）对应的K200＋590和K200＋640两个断面进行测斜管布设，每个断面布置2个测点，深部位移监测点沿边坡可能的主滑方向布置，测斜管与抗滑桩等长，如图2、图3所示。从2009年7月至2010年8月进行了10次不定期监测，位移特征曲线如图4，图5所示，图中与线路垂直方向，靠近线路方向为正；与线路平行方向，远离小桩号方向为正。从不同角度分析坡体状态及其发展趋势，并将监测分析结果同步反馈设计和施工。

图2 K200＋590断面测斜孔布设

图3 K200＋640断面测斜孔布设

由图4、图5可以看出:

（1）防护施工前，4个测点与路线垂直方向的位移向坡内发展，位移量不大，但软弱夹层处位移量偏大。这是因为岸坡的抗滑桩和防护骨架尚未施作，整个坡体变形处于任意发展状态，加之汶川地震后余震的影响，边坡极易失稳。2009年8月2日的监测结果表明，在软弱夹层处，路线平行和垂直方向的坡体位移量增加较大，其原因为，该边坡处于汶川地震余震影响范围内，加之连日降雨导致地表水入渗及地下水位上升增加了坡体重量，地震力和裂隙后缘水压力的共同作用，加大了坡体的下滑力；同时，碎屑岩软弱面遇水软化，抗剪强度降低以致滑动面的抗滑力减小。工后观测结果表明，天然边坡处于不稳定状态。

（2）防护施工后，2009年11月监测结果表明，坡体位移量已经明显减小，表明抗滑桩对边坡防护发挥了明显效果。到2010年6月框架梁支护后，岸坡仍有一定变形，但坡体深部位移变形均控制在5 mm以内，整体变形趋于收敛。表明防护结构经历过一定的岸坡变形和时间后已发挥作用，边坡经防护处理后，处于稳定状态，达到了较好的治理效果。

（3）4个测斜孔（CX01～CX04）位移总体变化规律基本一致，即主要沿与线路垂直方向发展。CX01在距坡面11m深度处位移逐渐收敛，CX03在距坡面13m深度处位移逐渐收敛，CX02在距坡面15m深度处位移逐渐收敛，CX04在距坡面5m深度处位移逐渐收敛，与线路垂直方向的位移相比，沿线路平行方向位移相对较小。这是因为，边坡下滑力主要由自重力沿路线垂直向的分力提供，从而使边坡沿路线方向滑动。

（4）岸坡滑体沿路线垂直方向位移都发生在软弱夹层处，而沿路线平行方向位移没有规律，特别是CX02和CX04测斜孔的位移变化很不规律。由于坡体下滑力主要由自重力沿路线垂直向的分力提供，其值变化不大；而在路线平行方向主要受地震力影响，且大小方向不确定导致的。

4 结 语

（1）在有关高边坡地震安全性计算理论的基础上，针对高边坡抗震设计采用抗滑桩支挡结构措施，研究了边坡在地震作用下的稳定问题。工程算例表明，文中关于边坡地震稳定安全系数计算方法符合客观实际规律。其中地震角法较规范法偏于保守。

（2）原天然高边坡未进行防护设计时，无论是否考虑地震力作用，边坡稳定安全系数不满足规范要求。进行抗震防护设计后，通过理论计算及边坡现场深部位移监测数据分析，表明边坡整体处于稳定状态，防护结构满足工程需要。

（3）由于目前公路边坡抗震设计还存在很多不确定因素，结合监测数据反馈设计施工是保证高边坡稳定性的可靠途径。

图4 K200＋590断面位移监测曲线

图5 K200＋640断面位移监测曲线

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