某多次開挖邊坡治理失效機制分析

頓佳偉，吳卓林，馮文凱，張國強，孟 睿，陳振雷

(1.地質災害防治與地質環境保護國家重點實驗室(成都理工大學)， 四川 成都 610059；2.四川省工程地質集團， 四川 成都 610017)

西南地區由于特殊和復雜的地質環境條件和強烈的河谷動力學過程，導致這一地區以滑坡、崩塌、泥石流為典型的地質災害事件特別發育[1-3]。近些年來，隨經濟建設的恢復和高速發展及自然因素的影響，滑坡災害呈逐年加重的趨勢，而人類工程建設的不斷發展，促使人工開挖而形成的土質邊坡逐漸增多，并且這類邊坡在開挖及加固不當、降雨和地震等其它不利因素影響下，更易發生失穩破壞[4-6]。與一般邊坡相比，這類邊坡的穩定性與邊坡所處的地質環境條件和人類工程活動的破壞程度息息相關，其變形機制會相對復雜[7]。鑒于人工開挖形成的邊坡通常靠近道路、居民區等人類活動聚集區，一旦這類邊坡問題不能妥善解決，將嚴重影響和制約重大工程建設和威脅人民生命財產安全。

目前關于開挖導致滑坡失穩破壞的研究主要集中在滑坡形成原因及變形特征、開挖與滑坡穩定性關系、滑坡失穩機理研究等。國內學者早期主要通過查明場地工程地質條件，基于變形理論對開挖邊坡特別是高邊坡進行變形機制的定性分析，如王思敬[8]針對在金川露天礦的開采過程中發生了大量的高邊坡變形失穩問題進行了變形機制及過程的分析。柳旻等[9]研究了東南亞某水電站廠房邊坡開挖變形特征及成因機制。黃潤秋[10]研究了巖質高邊坡開挖條件下卸荷帶的形成機理等。隨著數值模擬計算的長足發展，眾多學者借助相關技術對開挖邊坡穩定性進行了定性和定量分析。曹衛文等[11]研究邊坡分段開挖過程中的應力和位移變化過程后發現，相比于坡內位移變化，應力的變化過程存在一定的滯后性。陳雪珍等[12]通過PLAXIS有限強度折減法對永寧高速公路邊坡施工過程進行模擬分析，得出隨著坡體逐級開挖，安全系數不斷降低。倪勇等[13]結合遼寧建興高速公路某高邊坡施工過程，利用軟件3DEC模擬邊坡采用不同的臺階數進行開挖，找出該邊坡不穩定塊體位置，并分析邊坡整體穩定性，對該類邊坡工程施工及后期支護具有重要參考意義。

迄今為止，對于開挖導致滑坡多次失穩破壞的研究相對較少，且對受治理工程、降雨等因素影響而改變滑坡失穩機制模式的研究更少。為此，本文立足于大量滑坡現場調查和資料，基于巖土體應力應變分析方法，利用FLAC3D數值模擬軟件對該滑坡多次失穩破壞機制進行了探討。

1 朝天中學滑坡概況

1.1 滑坡概況

朝天中學滑坡位于廣元市朝天區清風村三組，屬中低山斜坡溝谷侵蝕堆積地貌形態，斜坡坡向約350°，主滑方向約352°(見圖1)，滑坡平均寬度約72 m，斜長約102 m，滑體平面面積約7.34×103m2，地形總體趨勢呈南高北低，坡面呈傾斜狀，整體地形坡度為20°～30°。滑坡區后緣地形坡角20°～25°，高程565.00 m～575.00 m，主要為耕地；滑坡中地形平緩，坡面變化不大，地形坡度約15°～25°；坡腳地形平坦，主要為擬建朝天中學教學樓及周邊居民區，高程518.00 m～522.00 m，前后緣相對高差43.0 m～48.0 m。朝天中學教學樓擬建場地人工切坡整平地基時在滑坡前緣開挖形成高14.00 m～17.00 m的人工邊坡。滑坡東側為沖溝，沖溝寬2.00 m～14.00 m，切割深度3.00 m～5.00 m，縱坡坡度20°～35°，坡降較大,滑體平均厚度約10.50 m，主要由松散～稍密狀的碎石土及強風化頁巖組成，體積約7.71×104m3，滑坡全貌見圖2，工程地質剖面圖見圖3。

圖1 滑坡區工程地質平面圖

圖2 滑坡全貌

圖3 滑坡區工程地質剖面圖

1.2 地層巖性

該滑坡物質結構特征從上至下主要為殘坡積碎石土、三迭系飛仙關組(T1f)強風化頁巖、三迭系飛仙關組(T1f)中風化頁巖和三迭系飛仙關組(T1f)微風化頁巖。

(1) 殘坡積碎石土。覆蓋層殘坡積碎石土呈黃褐色，松散—稍密狀，稍濕，粉質黏土主要由粉粒和黏粒組成。碎石、角礫含量50%～60%，碎石粒徑較小，一般20 mm～400 mm，最大可達600 mm，呈棱角狀—次棱角狀，磨圓度較差，呈強—全風化狀態。層厚1.8 m～6.2 m，平均厚度約4 m。

(2) 強風化頁巖。強風化頁巖層呈黃褐色，頁理和風化裂隙發育，受構造影響，巖體結構破碎，呈碎裂結構，薄層狀構造，質較軟，遇水易軟化。地層厚度2.1 m～5.8 m，平均厚度約3.1 m。

(3) 中風化頁巖。中風化頁巖層呈灰褐色，頁理發育，薄層狀構造，裂隙較發育，巖體較完整，質較硬，工程力學性質較好，巖層產狀為135°∠87°，該層巖體滲透性較小，為相對隔水層。層厚3.2 m～7.2 m，平均厚度約5.4 m。

(4) 微風化頁巖。微風化頁巖層呈灰白色，頁理發育，有少量風化裂隙，巖體較完整，薄層狀構造，質較硬。

1.3 水文地質條件

滑坡區上覆第四系松散堆積層為中透水層，下伏頁巖強風化帶均為弱透水層，中風化層為微透水層。按照地下水的賦存介質類型、劃分為孔隙水和基巖裂隙水兩類。

(1) 孔隙水。賦存于殘坡、崩積碎石松散土層中，具上層滯水性質，直接由大氣降水及邊坡基巖裂隙水補給。當大氣降水時，大部分地表徑流通過溝谷向坡腳排泄，部分地表水滲入土層形成孔隙水。

(2) 基巖裂隙水。賦存于三迭系飛仙關組(T1f)頁巖裂隙中，主要接受大氣降水補給，強風化巖體內裂隙發育，巖層透水性較好，中強風化層透水性較差，150 L/h,巖層儲水量不大，水動態極不穩定，多出露于沖溝底。

2 滑坡變形機制分析

2.1 滑坡的變形破壞特征

(1) 首次開挖引起變形特征。朝天中學場平切坡后，在斜坡坡腳人工開挖形成了長約95 m，高約14 m～17 m的高陡臨空面。2010年2月26日，斜坡前緣失穩出現滑塌，滑坡后部體發育多條變形裂縫(見圖4)，顯示出其牽引破壞表征。滑坡第一次失穩后，經過詳細勘察及論證，確定采用“抗滑樁+截排水溝+裂縫封填”的工程治理方案，即分別在滑坡中部(A型、B型)和滑坡左側前部(C型)布置抗滑樁；滑坡后緣設置截水溝，滑坡左右兩側沿滑坡縱向設置排水溝；在滑坡右側前緣至中部，設置混凝土擋土墻。在工程治理施工完成后，滑坡的變形得到了有效控制。

圖4 滑坡后部拉張裂縫

(2) 第二次開挖變形特征。因學校建設需要，教學樓后斜坡進一步切坡開挖坡腳，滑體向臨空方向再次發生蠕滑，并引起了原設計A型、B型、C型樁的位移變形，抗滑樁變形方向與斜坡主滑方向基本相同，滑坡前緣西側住宅樓出現鼓脹開裂(見圖5)，擋墻鼓脹龜裂。滑坡再次發生變形以后，在未經勘察及論證情況下，又在滑坡主滑方向的前緣增設了D型抗滑樁并在滑坡上方已實施的抗滑樁上增加錨索加固，滑坡變形得到暫時性的控制。

(3) 第三次變形破壞特征。2012年7月4日，該地區普降暴雨，在暴雨的影響下，滑坡于7日—8日出現嚴重滑移失穩，邊坡土體整體下移，變形較大，滑坡后緣出現明顯下錯(見圖6)，出現貫通性裂縫。滑坡體上除了D2、D3及D12抗滑樁外，其余抗滑樁均出現較大程度位移甚至剪斷(見圖7)。教學樓后方擋土墻中部出現貫通裂縫，裂縫寬度約20 cm，教學樓后地面擠壓錯動(見圖8)。

圖5 前緣地面鼓脹開裂

圖6 滑坡后緣下錯

圖7 抗滑樁滑移變形

圖8 擋土墻擠壓變形及教學樓后地面錯動

2.2 滑坡的變形機理

2.2.1 首次切坡失穩機理

坡腳在坡體穩定性中起到阻滑的關鍵作用，主要體現在兩個方面，一是開挖前未產生臨空面，作為坡體前緣關鍵阻滑體而存在。二是保護坡腳不受擾動及風化影響，維護原有地質環境狀態[3]。首次開挖后形成的臨空面，一方面使得滑坡阻滑體消失，給滑體帶來了良好的運動空間，另一方面使得沿基輔界面的潛在滑帶被暴露(基覆界面深度約3 m～4 m，強風化與中風化頁巖界面約8 m～12 m)，誘導整個邊坡優先沿坡體結構差異最明顯的巖土界面(見圖9)發生牽引式堆積層滑坡。可以預見，若不及時進行加固處理，滑體前緣已開裂的部分滑體將擾動并牽引后部滑體，不斷開啟下一級滑體演化進程。

圖9 斜坡首次開挖失穩模式圖

2.2.2 二次切坡失穩機理

滑坡在經過第一次治理后，由于已設抗滑樁的存在減小了滑坡后部的剩余下滑力，并且隔斷了原基覆界面的潛在滑移面，使滑坡淺表土體出現變形的空間減小，但同時由于由于抗滑樁(A型、B型、C型)埋設的地層為第四系碎石土及強風化頁巖，未到達中風化頁巖層，阻滑力通過樁身向深部錨固段轉移，應力轉移促使強風化頁巖層承受更強的滑坡下滑推力。坡腳二次開挖后，一方面，切坡創造的臨空面，促使滑體再次獲得了運動空間，且阻滑塊體的缺失導致邊坡自身整體抗滑力下降；另一方面，抗滑樁發揮阻滑作用時會依靠滑坡前緣土體提供一部分抵抗力，而開挖阻滑塊體導致這部分抵抗力絕大部分被卸載掉，抗滑樁提供的阻滑力將通過樁身向深部錨固段轉移更多。故而在應力轉移作用下坡體沿強-中風化接觸面形成的軟弱夾層面發生滑移(見圖10)。滑坡此階段的滑動面已從基覆界面向深部轉移，致使滑坡前緣西側住宅樓出現鼓脹開裂及擋墻鼓脹龜裂等現象。

2.2.3 暴雨觸發

滑坡在經歷二次治理后，其破壞變形得到了暫時性的控制，但在2012年6月下旬到7月上旬發生多期連續降雨(雨量達458.2 mm，為多年同期平均降雨量的2.72倍)。在降雨入滲作用下，一方面降雨過程中地表水通常沿著出露于地表的裂隙滲入坡體，并沿著結構面不斷向下運移，這時裂隙水由于形成水頭差會對裂隙壁面產生靜水壓力，當地下水到達強-中風化接觸面(潛在滑面)時，由于中風化頁巖層較強風化頁巖透水能力弱，故形成相對隔水層，地下水轉而沿相對隔水層運移，并對底面產生揚壓力[11]；另一方面，不斷入滲的地表水不但增大了坡體自重，而且地表水向滑面運移過程中會極大軟化巖土體，造成潛在滑面力學性質急劇降低[14-15]，故坡體抗滑力和下滑力的此消彼長再次造成邊坡整體嚴重失穩。

雖然滑坡前緣布設了擋土墻和C型、D型抗滑樁，但阻滑能力有限，而A型、B型抗滑樁由于埋設深度不夠，轉與滑體發生“協同”運動(見圖11)。

圖10 斜坡第二次開挖失穩模式圖

圖11 暴雨工況下斜坡失穩模式圖

3 基于FLAC3D的應力分析

3.1 計算模型及參數

本次采用FLAC3D對邊坡變形進行模擬，選取1-1′剖面建立模型(如圖12所示)；按照實際地層分步將模型分為4組，1組和4組為碎石土組、2組為強風化頁巖組、3組為中風化頁巖組，相關巖層巖體物理力學參數參考勘察資料及室內試驗進行選取(見表1)。

表1 巖體物理力學參數

圖12 計算模型圖

3.2 數值分析計算原理

數值計算中，將巖土體看作理想彈塑性材料，屈服準則采用內置的摩爾-庫侖準則即：

(1)

這里，Nφ=(1+sinφ)(1-sinφ)，σ1為最大主應力；σ3為最小主應力；C為黏聚力。

樁與巖土體之間的相互作用是通過耦合彈簧來實現的。耦合彈簧為非線性、可滑動的連接體，能夠在樁身節點和實體單元之間傳遞力和彎矩。切向彈簧作用是主要考慮樁土接觸面的黏聚力和摩擦力。法向彈簧可以模擬法向荷載的作用以及樁身與實體單元節點之間縫隙的形成，還可以模擬樁周土對樁身的擠壓作用。

3.3 計算結果分析

從圖13中可以看出，邊坡剪應力由上往下依次增大，且坡腳處剪應力較為集中，這表明邊坡前緣起到阻滑的關鍵作用。

圖13 天然狀態下剪應力分布圖(單位：Pa)

邊坡在首次開挖后，坡腳處應力值增大(見圖14)，邊坡剪應力增量在坡腳臨空面處出現集中現象(見圖15)，這表明整個邊坡在經過應力調整后易在結構差異最明顯的巖土界面發生牽引式堆積層滑坡。

二次開挖后，阻滑力通過樁身向深部錨固段轉移，應力轉移促使強風化頁巖層承受更強的滑坡下滑推力(見圖16、圖17)，滑坡此階段的滑動面已從基覆界面向深部轉移。

圖14 首次開挖下剪應力分布云圖(單位：Pa)

圖15 首次開挖狀態下剪應力增量云圖

圖16 二次開挖狀態下剪應力云圖(單位：Pa)

圖17 二次開挖狀態下剪應力增量云圖

4 結論與建議

(1) 首次切坡條件下，邊坡沿原生結構中最“活躍”的基覆界面發生了牽引式堆積層滑坡失穩。

(2) 在第二次切坡和加固手段實施后，坡體臨空條件和自身結構的改變，促使坡內應力向深部轉移，邊坡也因此轉為沿強—中風化接觸面發生失穩的牽引式滑坡。

(3) 由于前兩次邊坡失穩對坡體自身完整性的破壞，在邊坡遭遇罕見暴雨的條件下，坡體抗滑力和下滑力的此消彼長造成邊坡整體嚴重失穩，使得前期治理工程再次失效。