巖質邊坡淺表層改造蠕動破壞機理探索與穩定性分析*

譚 強，高明忠，魏進兵，何 鵬，2

(1. 水力學與山區河流開發保護國家重點實驗室(四川大學)，四川 成都 610065;2. 四川大學 水利水電學院，四川 成都 610065；3．四川大學 建筑與環境學院，四川 成都 610065)

邊坡失穩是影響人類社會發展和經濟進步的嚴重的地質災害之一[1].特別在山區，邊坡分布廣、失穩事故頻發、危害嚴重，在國內外的水利水電、礦山、公路鐵路、城市環境等方面都造成了大量的災難性事故，例如宜昌鹽池河磷礦山體崩塌、天生橋二級水電站南產房邊坡傾倒、美國Brilliant開挖邊坡事故、秘魯的Ghurgar巖崩等等[2].

眾多學者從不同角度對邊坡失穩機理及破壞模式進行了深入研究.黃潤秋[3]調查研究了中國西部大量的邊坡事故，得出了邊坡變形的發生機理以滑動面的貫穿過程為主體，滑動面的形成及貫穿具有累進性破壞的特征.Richards[4]在研究加拿大Jeffrey礦山的邊坡穩定性的問題時，揭示了在考慮漸進性破壞機制的條件下，也難以通過模擬的手段對邊坡的響應規律進行科學預測.李天競[5]根據某邊坡的實際發生情況，研究了該滑坡隨時間蠕變變形破壞規律.董輝等[6]嘗試運用Boosting集成支持向量回歸機的方法進行滑坡位移預測，但現實數據的時空復雜性以及SVR 本身自由度的選擇困難使其在工程應用中難以達到預期水平.D. N. Sérgio等[7]則通過試驗方法研究了不同滲透率的土體中孔隙水壓力的產生及與之相應的坡體變形破壞模式.路為等[8]分析了巖質順層邊坡的平面滑移破壞模式，比較了層面傾角α與內摩擦角φ的不同大小關系時,滑移-拉裂型邊坡和水力驅動型邊坡產生沿層面的滑移破壞.任光明等[9]用離散元模擬分析了軟弱基座型邊坡的變性破壞過程.E. Hoek 和J. Bray[10]在研究厚層板狀巖體傾倒變形破壞時,提出了“塞縫石”的概念,強調關鍵塊體對整個巖體邊坡穩定的控制作用.

目前的研究主要針對邊坡失穩滑動的基本規律以及不同類型邊坡事故的觸動原因和破壞模式，對于邊坡事故形成初期存在的蠕動過程鮮有具體細致的研究報道.以某滑坡為典型案例，將巖質邊坡蠕動過程中的變形發展作為切入點，著重分析蠕動變形漸進過程最終致使邊坡破壞的機理.同時評價該滑坡當前的穩定狀態.研究成果詮釋了蠕動變形致使滑坡失穩的基本原理，可為該滑坡的穩定性分析和防護工程設計提供參考和建議.

1 滑坡地質概況

研究滑坡為一在頁巖內發育的中型平面切層巖質滑坡，滑體縱向長180～200 m，橫向寬度85～110 m，上寬下窄，后緣最高高程和前緣最低高程相對高差129 m.該滑坡整體地勢北低南高，呈上中略緩前緣較陡，滑體坡度30°～50°，前緣坡度達40°～50°.滑坡主滑方向NE15°，與河道近似垂直.滑坡后緣以拉裂隙及變形為界，左右緣以自然沖溝為界，其中上游左側沖溝切割較深，可見順坡向緩傾角結構面發育.滑坡面積2.0×104m2，滑體厚度12～20 m，最大可達21.5 m，滑坡體總體積18×104m3(見圖1).

圖1 滑坡邊界示意圖

1.1 區域構造及地形地貌

研究案例滑坡位于平溪河流域，平溪河流域處于龍門山褶皺帶，南接揚子準地臺，北東為牛峰包復背斜，西南為天井山復背斜.平溪河總體上為U型谷地貌，但上游溝段和支溝溝谷變化較大，縱坡較陡，河床縱坡比約為80‰～300‰，具陡漲陡落的山溪溝谷特征.平溪河下游段坡度較緩，縱坡比約為20‰～45‰，寬度略大，下游段谷寬50～100m左右.溝域岸坡以陡坡地貌為主，一般坡度35°～45°，地形臨空條件發育，客觀上具備崩塌、滑坡等不良地質現象發育的地形條件.

區域主要斷裂構造及其活動性特征是涉及到斷裂潛在發震構造評價、潛在震源區劃分和地震構造區劃等關鍵問題的重要基礎內容之一.勘查區周邊的龍門山屬于中淺切割中低山區，斷裂帶運動相當強烈.北西向橫切河谷發育，嶺脊曲折，山峰尖銳，地形崎嶇.由于片理、劈理較發育，軟硬巖性常相間交替，故山坡地段常有崩坡積層分布，厚達數米至數十米.

1.2 地層巖性

地層巖性是滑坡發育的物質基礎，也是滑坡研究和防治中首先考察的問題[11].勘查區地層由新至老分別為：1)第四系：人工填土層(Q4ml)主要成份為素填土，土黃色，松散，稍濕，成分復雜，以粘土為主，夾強風化頁巖塊石、碎石.沖洪積層(Q4al+pl)母巖主要成份為石英巖、砂巖、灰巖、板巖等.殘坡積層(Q4el+dl)主要成份為中風化灰綠色頁巖.崩坡積層(Q4col+dl)成份主要為碎石土，母巖成分主要為頁巖，顆粒級配差、排列不均.2)石炭系：黃龍群(C2hn)：乳白色純石灰巖、生物碎屑灰巖.總長溝群大塘組 (C1d)：乳白色純石灰巖，偶夾砂葉巖.總長溝群巖關組 (C1y)：乳白色純石灰巖，頂為鐵質葉巖夾鮞狀赤鐵礦，底為白云巖.3)泥盆系：平驛鋪組(D1p)巖性主要為灰白色中-厚層石英巖狀砂巖、石英砂巖夾粉砂巖、粉砂質頁巖.觀霧山組(D2g)巖性主要為上部灰、灰白色中～厚層純白云巖；下部石英砂巖、粉砂巖夾葉巖.4)志留系：龍馬溪群(S1)巖性主要為灰綠色葉巖夾砂質葉巖及粉砂巖.羅惹坪群(S2)巖性主要為灰綠色葉巖、砂質葉巖夾灰巖或生物礁灰巖.沙帽群(S3)巖性主要為黃灰、砂質葉巖夾薄～中厚層石英細砂巖,底為瘤狀泥質灰巖.5)奧陶系：譚家溝組+寶塔組(O2t+b)巖性主要為紫灰色龜裂紋灰巖、淺灰色細砂巖、鈣質粉砂巖夾鈣質頁巖、薄層灰巖及含砂質帶灰巖.

1.3 水文地質條件

滑坡區總體地形較陡，坡面不利于雨水聚積，坡面無塘、堰等地表水體.在滑坡體兩側均發育一自然沖溝，常年有水，多為地下水的排泄，坡腳河流為常年流水河流.

滑坡區地下水類型主要為基巖裂隙水.頁巖的透水性較弱.基巖裂隙水主要接受大氣降水補給，向坡腳河流排泄.滑坡區水文地質條件簡單.

2 滑坡成因機制分析

該滑坡的形成與其所處的獨特地質、地理環境有關.從地質上講，滑坡處于向斜一翼，造成岸坡巖體破碎；從地理上講，滑坡區地處平溪河侵蝕段，河流侵蝕作用為滑坡的發生提供了幾何條件及前緣臨空條件；而區域強地震和高落差為滑坡的發生提供了動力條件.變形破壞模式的研究是基于現場實地調查的邊坡表層破壞現象和變形特點進行的.

2.1 淺表生改造

工程區表生蠕動改造在很大程度上控制了巖基一定深度范圍內巖體的工程地質特性，甚至控制了巖體后期的時效變形形式.從滑坡體表面上看，巖體被錯綜分布的結構面切割，但鉆孔或勘探所揭露的較深部巖體卻有較高的完整程度，地表露出的寬大緩傾角巖層，進入到山體內部后，逐漸退化為大傾角層面.這類表生改造[12]是結構面后期性狀的決定因素，經此類改造結構面強度已從峰值降為殘余值，從而為進一步重力時效變形的發生奠定了基礎.

圖2和圖3為滑坡體歷史表生蠕動改造過程機理：頁巖相對較軟，針對該邊坡地質條件，當傾角為70°時，即可啟動變形，在重力作用下巖層逐漸連續向臨空方向鼓脹彎曲(圖2(b))，巖層變得陡立，隨后巖層發生倒轉(圖4)，在曲率較大時局部應力集中，巖層破裂、傾倒，表層失穩下滑(圖2(c))，導致前緣巖層近水平，出現松動破碎、強度降低現象，進而形成崩塌或滑坡.根據聲波數據測算下滑區厚度約10 m，但影響深度為20 m.在繼續表生改造過程中，這種表生改造周而復始(圖2(d))，每次下滑厚度約10 m，但潛在危害深度為20 m，每次下滑結果便形成不同規模的滑坡，計算得出平均滑坡坡面積為2.0×104m2，方量約為9.5×104m2.

圖2 滑坡形成機理示意圖

滑坡區的基本地貌形態在表生蠕動改造過程中已初步形成，由于地震等因素作用，滑坡體發生了局部變形下滑，整體存在潛在滑動趨勢.

2.2 緩傾角結構面控制的平面滑坡

滑坡的傾向為15°左右，坡度約為30°～50°.滑坡區地層主要由第四系崩坡積層(0～2 m)與基巖組成，基巖主要為志留系的頁巖，巖性較軟，巖層產狀為354°∠77°.充分利用滑坡現場地形地貌優勢，特別是上、下游沖溝出露結構面及鉆孔揭露結構面，進行結構面調查.繪制工程區結構面產狀極點等密圖(見圖5).從結構面等密圖可以看出，在工程區主要優勢結構面有3組，Ⅰ 組結構面最為發育，產狀為330°～358°∠47°～60°，約占統計數的22%，從成因上分為頁理層面和構造結構面；Ⅱ 組結構面產狀為340°～359°∠27°～34°，約占統計數的18%，為次生結構面，發育程度僅次于Ⅰ 組結構面；Ⅲ 組結構面產狀為49°～66°∠54°～65°，約占統計數的14%，為構造結構面.根據統計結果，3組主要結構面在統計范圍內總體占到54%，優勢明顯，其余為隨機節理，占統計數的46%.可以認為與工程區結構面發育趨勢基本一致.

圖3 表生改造機理

圖4 出露巖層倒轉

圖6中I組結構面產狀為350°∠52°，與巖層產狀354°∠77°相近，基本特征為順坡陡傾角裂隙，平直光滑，多充填巖屑，與坡面斜交且傾角大于滑坡角，對滑坡整體穩定影響不大.II組結構面產狀為350°∠31°，順坡緩傾角裂隙，赤平投影顯示此組裂隙的傾向BO與滑坡傾向MO斜交，走向交角為25°，小于30°，坡面赤平投影線被II組結構面包含，對滑坡穩定不利.Ⅲ組結構面產狀為57°∠60°，與滑坡斜交，赤平投影顯示此裂隙傾向為CO方向，與斜坡面走向斜交角為42°，且傾角大于坡角，對滑坡穩定影響不大.從3組結構面與坡面組合來看，I組結構面與II組傾向接近，II組與III組結構面組合交線位于滑坡面投影之外(同側)，離圓心較遠，說明組合交線傾角小于滑坡角，對滑坡穩定不利，有引起小規模楔形體破壞的可能；I組與III組結構面組合交線雖位于坡面同一側，但位于坡面內側離圓心較近，說明組合線傾角大于滑坡傾角，巖體缺乏沿上述結構面的組合面滑移的空間條件.從工程地質角度分析，II組結構面以及II組結構面與III組的組合對滑坡的穩定性有一定的影響，整體滑坡存在安全隱患.

圖5 結構面產狀等密圖

圖6 優勢結構面與坡面組合赤平投影圖

滑動面沿單一平面發生滑動通常需要滿足：①滑動面的走向必須與坡面平等或接近平行(約在±20°的范圍之內)；②破壞面必須在邊坡面出露，就是說它的傾角必須小于坡面的傾角；③坡壞面的傾角必須大于該面的摩擦角；④巖體中必須存在對滑動僅有很小阻力的解離面，它規定了滑動的側面邊界.為進一步確定滑坡滑動模式，通過極點分析快速判斷失穩模式見圖7，圖中數字加“#”代表結構面組號，“數字+數字”代表兩組結構面交線極點.不難看出2#號落入滑動區，為平面滑動，其它結構面及結構面組合均未落入滑動不穩定區和傾倒不穩定區.

圖7 通過極點分析快速判斷失穩模式

緩傾角傾向坡外的II組結構面在滑坡巖體內發育，產狀為350°∠31°，赤平投影顯示坡面被II組結構面包含，為一剪切結構面，結構面較為平直，延伸長度較長，可見延伸長度大于7 m，結構面大部分呈微張～張開狀，張開度約為5 mm，在上、下游沖溝均有表現.局部由于卸荷作用張開度大于10 cm，如在河谷附近.局部表面附有紅褐色鐵錳質浸染，結構面里無充填或少充填.

根據現場調查結構面產狀分析得知，裂隙規模不大，成斷續分布，未貫通，邊坡變形破壞模式大致可以分為大規模的平面切層滑動(見圖8)和小規模的楔形體破壞等.其滑動機理為Ⅱ組結構面控制的巖質滑坡，剪出口位置位于河床附近，滑坡面積2.0×104m2，方量約24×104m3.由于滑坡體的變形，在滑坡體上發現大量植被變形與水平拉裂隙，裂隙長約6 m，寬20 mm；滑坡體后緣以錯臺及拉裂隙為界.左、右側邊界以上下游沖溝為界，在右側沖溝有明顯巖體錯動痕跡，證明滑坡已發生過變形；左側沖溝發育有大量緩傾角裂隙及邊界裂隙，更進一步圈定了滑坡的影響范圍.

圖8 切層滑動

通過以上分析，滑坡潛在失穩模式有兩種：淺表生改造和緩傾角結構面控制的平面滑坡.前者影響深度有限，推測歷史上曾有發生，目前地貌即為淺表生改造的結果，根據地質條件及環境的不同，將可能導致不同規模類似牽引式滑坡.后者滑動機理為受緩傾角結構面控制的平面滑坡，特征更明確，且有兩側沖溝及鉆孔資料作為佐證，滑坡邊界顯著.

3 滑坡體穩定性評價

3.1 計算工況

根據《滑坡防治工程設計與施工技術規范DZ/T 0219-2006》，工程等級為I等，抗滑安全系數應不小于：①工況I，自重：1.20～1.40；②工況II，自重+地下水：1.10～1.30；③工況III，自重+暴雨+地下水：1.02～1.15；④工況IV，自重+地震+地下水：1.02～1.15.

結合地質調查情況(圖9)，根據反演的滑動面抗剪強度參數，計算滑坡在不同工況下的安全系數，如安全系數不能滿足規范要求，提出加固措施建議并計算加固后的安全系數.由于該滑坡地形較陡，坡面不利于雨水聚積，坡面無塘、堰等地表水體，水位線位于滑體以下，因此計算未考慮工況II，自重+地下水.對于工況IV，工程區地震烈度以滑坡在5.12汶川地震中的穩定性狀況作為反演的依據.

3.2 計算分析與評價

根據室內結構面殘余強度試驗，反演確定出抗剪強度參數c=20 kPa，φ=31.5°.采用Morgenstern-Price[13]極限平衡方法進行二維穩定性計算，計算模型見圖10.滑坡在天然狀態下的穩定性評價考慮持久狀態、短暫狀態和偶然狀態.持久狀況為正常工況，荷載組合為基本荷載自重；短暫狀態考慮暴雨；偶然狀況為基本組合+地震荷載，地震加速度取為0.15 g(地震烈度為Ⅶ度).

強度折減法采用非線性數值分析程序FLAC3D對該滑坡進行計算模擬，計算剖面與極限平衡一致，有限元計算模型見圖11，共剖分3 838個結點，2 762個單元.模型中將滑坡材料劃分為滑體、滑帶和基巖3類.計算分兩步進行，第一步計算滑床(基巖)、滑體和滑帶在重力作用下的彈性變形和應力，作為初始狀態；第二步將彈性變形清零，將滑帶的材料屬性變更為彈塑性，模擬變形和破壞發展過程.滑帶使用理想彈塑性本構模型，Mohr-Coulomb[14]屈服準則；滑體和滑床使用線彈性模型.計算參數見表1.

水平距離/m

圖10 極限平衡法計算模型

圖11 強度折減法計算模型

表1 強度折減計算參數

經過二維極限平衡法和強度折減法計算，滑坡在持久狀況、短暫狀況和偶然狀況下的安全系數相當，各約為1.10，1.03和0.95.與規范要求的1.20～1.40，1.02～1.15和1.02～1.15有一定差距，需要采取相應的處理措施.

3.3 加固治理措施

建議錨索+格構對滑坡進行治理.支護范圍為公路高程(約515 m)至575 m，預應力錨索的錨固力1 500 kN，間、排距5 m ，錨索俯角15°.加固后計算模型見圖12.

圖12 加固后計算模型

表2是采用極限平衡法計算不同工況下加固前和加固后的安全系數.由計算結果可見，加固后安全系數總體能滿足規范要求.表3是采用強度折減法(加固中的錨桿和錨索選用Cable單元模擬)計算不同工況下加固前和加固后的安全系數.該滑坡受結構面控制，在偶然地震工況下，加固效果明顯.最大位移大幅降低，達到工程要求限值.模擬結果說明地震對該滑坡的安全影響極大.

表2 極限平衡法安全系數計算成果

表3 強度折減法安全系數計算成果

加固后各安全系數均得到提高，滿足規范要求.二維極限平衡法與強度折減法的計算成果基本一致，表明計算成果及加固措施是合理的.

4 結 論

該巖質邊坡事故形成機制主要受控于以下兩個因素：①淺表生改造；②緩傾角結構面控制的平面滑坡.滑坡在表生蠕動改造過程中形成基本的地形地貌，在緩傾角結構面發育過程中發生整體破壞.邊坡變形破壞分為大規模的平面切層滑動和小規模的楔形體破壞.

采用二維極限平衡法及強度折減法對滑坡穩定性進行綜合評價、復核，二者結果相當：滑坡在持久狀況、短暫狀況和偶然狀況下的安全系數均不滿足規范要求.

建議錨索+格構對滑坡加固，支護范圍為公路高程至575 m，建議預應力錨索的錨固力1 500 kN，間、排距5 m ，錨索俯角15°.加固后滑坡在3種狀況下的安全系數均滿足規范要求.

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