考慮滑帶土蠕變特性的邊坡長期穩定性分析

古鵬翔，駱俊暉，劉先林，馬 沖

(1.廣西陽鹿高速公路有限公司，廣西 南寧 530021；2.廣西交通設計集團有限公司，廣西 南寧 530029;3.中國地質大學數學與物理學院，湖北 武漢 430074)

隨著我國經濟建設的不斷發展，各類基礎設施正在逐步完善，交通運輸業也得到了長足的發展，如各類公路的修建、鐵路運行速度的不斷提升等，都給人們的日常生活帶來了諸多便利[1]。道路是一種條帶狀的構筑物，需要跨越眾多地質條件復雜的區域，其正常使用期間的安全運營與眾多因素密切相關[2]。邊坡是道路建設中經常遇到的工程狀況之一，其穩定性與鄰近構筑物和人類工程建設活動密切相關。現有的研究表明，邊坡的失穩大多發生在軟弱夾層處，該處巖土體的工程性質較差，常表現為強度低、滲透性強、細粒含量高和礦物成分復雜多樣等特點[3-5]。滑帶土是此類巖土體的典型代表之一。

滑帶土是指在滑坡的發生和發展過程中形成的強度較低，呈可塑狀、軟塑狀甚至流塑狀的巖土體。蠕變特性是滑帶土具有的典型特征之一，在一定的應力狀態下，滑帶土的變形隨時間的推移不斷增加，累積變形至一定程度后，成為誘發滑坡的重要因素[6]。已有學者對滑坡滑帶土的蠕變特性進行了廣泛的研究，主要通過室內試驗研究了滑帶土長期強度、蠕變曲線特征以及地質條件與外部自然環境對滑帶土蠕變特性的影響等[7-10]。這些前人研究結果明確了滑坡滑帶土應力-應變特征的時效性及其對邊坡長期穩定性的重要性。為了揭示滑坡滑帶土蠕變特性的原因，一些學者研究了不同含水量、顆粒粒徑和礦物侵蝕程度等條件下滑帶土蠕變特征的差異，并據此建立了許多理論、半理論模型來描述滑帶土蠕變特性的影響因素與其力學特性之間的相互關系[11-14]。雖然人們已經認識到滑帶土的蠕變特性對邊坡安全穩定的重要性，但是在對邊坡的長期穩定性進行評價時，鮮有考慮滑帶土蠕變特性的影響[16]，同時考慮滑帶土蠕變特性的邊坡長期穩定性預測分析也少有相關報道。

鑒于此，本文以某巖質邊坡為工程實例，首先在已有滑坡事故調查的基礎上，明確了邊坡軟弱夾層中滑帶土的蠕變特性對邊坡長期穩定性的重要性，并通過現場監測和室內環剪試驗，探明不同含水量和法向應力條件下邊坡滑帶土的蠕變變形曲線特征；然后通過引入有關損傷變量的經驗關系式，建立用于描述邊坡滑帶土蠕變特性的非線性蠕變本構模型；最后將模型計算結果與實測結果進行對比，驗證所建立模型的有效性和可靠性，并通過預測邊坡軟弱夾層塑性剪切應變的發展趨勢，對邊坡的長期穩定性做出了評價，討論計算模型對于外部環境因素影響的局限性。該研究結果對于邊坡長期穩定性的正確評價以及滑坡災害的高效預警具有重要的借鑒與參考價值。

1 工程概況

某巖質邊坡整體地勢呈東南高、西北低，邊坡縱、橫向長度約為300～400 m，海拔高程范圍為900～1 400 m。該邊坡坡向為290°，坡角為60°～65°，巖層產狀為290°～320°∠11°～13°，邊坡上潛在滑體(變形體)厚度約為10～60 m，判斷為一大型順層巖質滑坡。據現有調查資料發現，該邊坡在2011年4月底發生中型滑坡，滑坡整體橫向寬度約為250 m，縱向長度約為200 m，崩塌體積約為20萬m3(見圖1)。通過對此次滑坡事故的調查研究發現，該滑坡體滑面是一軟弱夾層，巖層的傾角較緩，在15°以內。若按照傳統極限平衡理論對該滑坡潛在滑動體的穩定性進行評價，則其處于安全范圍內，這與現有事實相違背，故該滑坡發生的根本原因有待進一步探索。

圖1 具有軟弱夾層的某巖質邊坡發生滑坡前后的照片Fig.1 Photos of a rock slope with soft interlayer before and after the landslide

為了防范此類滑坡事故的再次發生，工程建設人員加強了對該邊坡現有危巖體的變形監測，經過長達一年的現場監測，發現該邊坡在海拔1 300 m左右處的人工平臺處變形體處于蠕動變形階段，其3個典型監測點(B5-1、B8-1、B10-1)的位移監測結果見圖2。

圖2 含緩傾軟弱夾層高邊坡的位移監測數據圖Fig.2 Displacement monitoring data chart of high slope with gently-inclined soft interlayer

由圖2可見，該邊坡3個監測點的位移隨著時間的推移均有不同程度的增長，變形曲線表現為波動式增長，其中最大位移增量達5 cm。與此同時，現場監測還發現，邊坡中存在泥化夾層軟弱帶，當地雨季期間泥化夾層軟弱帶中存在水分滲出現象。該邊坡泥化夾層軟弱帶中土體的含水量在15%～30%之間，土體的黏聚力和內摩擦角分別約為60 kPa和11°，邊坡軟弱夾層上下灰巖的黏聚力和內摩擦角分別約為37.54 MPa和32.52°。上述邊坡變形監測與軟弱夾層的調研結果表明，在自然降雨等因素的誘發下，高邊坡變形體處于蠕動變形階段，隨著時間的不斷推移，邊坡軟弱夾層強度不斷喪失，其變形體將會沿著軟弱夾層發生滑動、失穩。因此，研究邊坡軟弱夾層中滑帶土的蠕變特性，對于評價邊坡的長期穩定性至關重要。

2 邊坡軟弱夾層中滑帶土的蠕變特性

本文通過室內環剪試驗研究了邊坡軟弱夾層中滑帶土的蠕變特性。

2.1 試驗材料與方法

現場取某巖質邊坡軟弱夾層中的滑帶土，密封后，盡量減少擾動并立即運輸至室內實驗室。為了研究滑帶土的蠕變特性，對人工配置不同含水量的重塑滑帶土試樣進行環剪試驗。重塑滑帶土試樣含水量w分別設置為15%、19%、23%、27%、31%，試樣干密度控制為1.68 g/cm3，與原狀土干密度一致。滑帶土的天然含水量在18.75%～26.86%之間，為了使重塑滑帶土試樣制備的含水量與天然含水量一致，故將其含水量設置為15%～31%。根據邊坡軟弱夾層上覆巖土體厚度變化，設置環剪試驗的法向應力σ為200 kPa和400 kPa。剪切試驗開始前，需要對試樣進行固結，分兩段過程將法向固結壓力加載至1 000 kPa，并維持6 h后，以設定速率將法向應力減小至需要水平(200 kPa和400 kPa)。由于固結階段的法向應力高于剪切過程所需的法向應力，因此在法向應力逐漸減小的過程中，試樣有可能會產生回彈變形。為了避免這一影響，各級法向應力均保持2 h后(法向變形穩定)再進行剪切試驗[16]。

環剪試驗中保證每一級剪切應力加載時間不小于5 h，每一級剪切應力加載最后2 h內試樣位移量小于0.01 mm后，進行下一級剪切應力的加載。破壞級剪切應力加載到試樣產生明顯破壞時，停止試驗。環剪試驗過程中切向位移和剪切應力的數據采集頻率為3 min/次，環剪試驗具體加載方案見表1。

表1 環剪試驗加載方案Table 1 Loading program of ring shear test

2.2 滑帶土蠕變特性分析

巖土材料的蠕變特征是指，在保持應力不變的條件下，應變隨時間推移而不斷增長的現象。圖3為不同法向應力條件下，具有不同含水量的滑帶土蠕變變形曲線。

由圖3可以看出：①所有滑帶土試樣的剪切曲線均具有蠕變特征，即各級剪切應力條件下，試樣的剪切應變(Y-應變)隨著時間(X-時間)的增長存在不同程度的增加；②含水量和法向應力對試樣的蠕變特性存在影響，即相同法向應力條件下，含水量越大的試樣，蠕變特征越明顯，且400 kPa法向應力下相同試樣的蠕變特征顯著于200 kPa法向應力條件下的結果；③第6級剪切荷載作用下，試樣經歷了短暫的穩定蠕變變形后，蠕變變形產生了突變，蠕變變形急劇增大，試樣發生了完全破壞；④雖然試樣具有不同的含水量，但其在相同法向應力下發生破壞的時間相差不大(σ=200 kPa、w=19%的試樣除外)。

值得注意的是，滑帶土試樣的蠕變變形曲線具有非線性蠕變變形特征，如σ=400 kPa時，第5級剪切荷載作用下滑帶土試樣的應變(Y)-時間(X)曲線[見圖3(b)]。這是由于滑帶土試樣中含有較多的顆粒介質，在環剪應力條件下，顆粒會發生滑移、錯動、翻爬等現象，這是產生非線性蠕變變形特征的主要原因；而含水量的差別，會導致滑帶土試樣中孔隙水壓力、顆粒之間的相互接觸狀態發生改變，進而影響其在不同剪切應力狀態下的蠕變變形特征。

圖3 不同含水量和法向應力條件下邊坡滑帶土的蠕變變形曲線Fig.3 Curves of creep deformation of the sliding zone soils with different moisture content and normal stress

3 邊坡長期穩定性計算與分析

3.1 邊坡長期穩定性計算模型

根據某巖質邊坡的潛在滑動面(軟弱夾層)方位，本文選取該邊坡兩處典型工程地質剖面進行邊坡長期穩定性計算與分析，見圖4。該邊坡兩處典型剖面的人工微平臺處均設置有一個位移監測點，即監測點A和B。本文利用ANSYS商業軟件對邊坡長期穩定性計算模型進行建模處理和網格劃分，其中對該邊坡的潛在滑動面區域網格進行了加密處理，以提高計算結果的精度。將前處理完成的計算模型，導入有限差分軟件FLAC3D軟件中，對邊坡潛在滑動面的上覆巖土體采用傳統Mohr-Coulomb準則、滑帶土采用非線性損傷蠕變準則進行了應力、應變計算。

圖4 某巖質邊坡典型剖面工程地質剖面圖Fig.4 Engineering geological profile of the typical sections of the rock slope

在前期剪切試驗結果和現有損傷力學分析的基礎上[3]，得到具有蠕變特征的滑帶土瞬時彈性模量的損傷變量D1(w)和黏性系數的損傷變量D2(w)均與含水量w之間呈指數關系，其表達式如下：

(1)

式中:Z為土體物理量參數變量號，括號中15表示土體含水量為15%;a、b、c為無量綱系數。

圖5為非線性黏彈塑性模型及各元件組合示意圖。該模型由虎克彈簧、Abel黏壺和塑性體3種元件組成，其中E表示滑帶土瞬時彈性模量(MPa)；μ1、μ2分別表示兩個Abel黏壺的黏性系數(GPa/h)；β1、β2分別表示兩個Abel黏壺的分階階數；σs為夾層土體的屈服應力(MPa)；ε1、ε2、ε3分別代表各串聯部分的應變。

圖5 非線性黏彈塑性模型及各元件組合示意圖Fig.5 Schematic diagram of the non-linear iscoelastic plastic model and the combination of elements

當剪應力水平τ小于夾層土體的屈服應力σs時，土體的應力-應變關系為

(2)

當剪應力水平τ大于夾層土體的屈服應力σs時，土體的應力-應變關系為

(3)

將前述的滑帶土黏性系數損傷變量D2(w)與含水量w的關系式[公式(1)]代入，得到滑帶土的應力-應變關系模型如下：

(4)

式中:ε為應變；τ為切應力(MPa)；G為剪切模量(MPa)；t為時間(d)；Г為張量；β為分階階數；μ為黏性系數(GPa/h)。

模型中基本力學參數ε、τ和G可通過室內土工試驗直接獲得；β、μ和m參數可利用反演的方法獲得，具體操作過程可參考文獻[3]。

3.2 邊坡長期穩定性計算結果與分析

根據室內環剪試驗結果并結合參數反演的方法獲取了某巖質邊坡計算剖面土體的主要力學參數值，具體見表2。

表2 某巖質邊坡計算剖面土體的主要力學參數值Table 2 Mechanical parameters of the soil in the calculated sections of the rock slope

圖6為某巖質邊坡計算剖面上監測點位移的模型計算結果與實測結果對比。

圖6 某巖質邊坡計算剖面上A和B監測點位移的模型 計算結果與實測結果對比Fig.6 Comparison of displacement at the detection point A and B on the sections for calculation between the calculated results and the measured results

由圖6可見，整體來說，邊坡計算剖面上兩處監測點A和B位移的模型計算結果與實測結果較為吻合，兩者變化趨勢基本一致，一年后的位移量相差無幾。

由于降雨、氣溫等自然條件的復雜多變，監測點實測位移隨監測時間的增長呈波動式增加，且實測值較計算值偏高，這是由于基于滑帶土蠕變特征的模型計算并未考慮邊坡所處自然環境的影響，然而降雨入滲、氣溫交替變化等均會對邊坡的穩定性產生一定的不利影響。通過將該邊坡計算剖面上兩處監測點A和B位移的計算值與實測值的對比，結果表明考慮邊坡滑帶土蠕變特性的應力-應變計算模型能夠合理地描述邊坡潛在滑動面的長期變形特征，可用于邊坡安全的長期評價與災害預警。

3.3 邊坡長期穩定性預測

圖7為未來一年內某巖質邊坡計算剖面兩處監測點A和B位移的預測結果。

圖7 未來一年內某巖質邊坡計算剖面上A和B監測點 位移的變化曲線Fig.7 Curves of displacement at the detection point A and B on the calculation sections in the rock slope in the next year

由圖7可見，在現有地質條件下，一年后邊坡計算剖面上監測點A的位移量約為200 mm，監測點B的位移量約為300 mm；位移量隨時間的逐漸增加，其增長速率不斷減小，符合滑帶土蠕變變形的基本特征，即在應力狀態基本不變的條件下，其變形隨時間緩慢增加。當邊坡軟弱潛在滑動體的變形量積累到一定“量”時，就會發生“質”變，此時其變形量會在極短時間內急劇增加，導致邊坡失穩破壞。

為了全面地評價該邊坡的長期穩定性，本文對未來一年內邊坡1-1′和2-2′剖面軟弱潛在滑動面的塑性剪切變形及其發展趨勢進行了模擬計算，其剪應變增量的變化云圖見圖8和圖9。分別選取4個月、8個月和12個月為時間間隔，分析該邊坡軟弱夾層應變增量的變化規律。

圖8 某巖質邊坡1-1′剖面軟弱潛在滑動面剪應變 增量的變化云圖Fig.8 Cloud chart of shear strain increment of the 1-1 ′section as the potential sliding surface of the rock slope

圖9 某巖質邊坡2-2′剖面軟弱潛在滑動面的剪應變 增量變化云圖Fig.9 Cloud chart of shear strain increment of the 2-2′ section as the potential sliding surface of the rock slope

由圖8和圖9可以看出：

(1) 邊坡1-1′剖面軟弱潛在滑動面的剪應變增量隨著預測時間的推移不斷增加；4個月后，其最大剪應變增量約為1.34×10-2，分別出現在變形體滑動面的坡腳和中上部；8個月后，其最大剪應變增量繼續增加，并逐步從坡頂、坡腳處向中部貫通，其剪應變增量在8個月和12個月后分別為1.66×10-2和2.01×10-2。

(2) 邊坡2-2′剖面軟弱潛在滑動面的剪應變增量變化與1-1′剖面類似，主要存在以下兩點不同：相同時間節點下，邊坡2-2′剖面軟弱潛在滑動面的剪應變增量值略高于1-1′剖面，這與前述實測結果(見圖6)和模型計算結果(見圖7)均一致；邊坡2-2′剖面軟弱潛在滑動面的塑性變形區域較小，均勻分布于邊坡整個潛在滑動面。由此推斷，相似地質條件下，該邊坡2-2′剖面位置的滑帶土力學性質較差，邊坡安全性較低。

綜上所述，隨著時間的推移，該邊坡軟弱夾層中的滑帶土不斷發生蠕變變形，這對于邊坡的長期穩定性顯然是不利的。根據模型計算結果可知，一年以內，該邊坡潛在滑動面的剪應變增量分布尚未完全貫通，據此可以預測邊坡失穩的可能性不大，但在極端自然災害的影響下，如強降雨、地震等，邊坡仍有發生滑坡的可能性。因此，建議繼續加強對該邊坡潛在滑動面及變形體的變形監測，并與模型預測結果進行對比，針對異常情況，及時采取有效的工程防護措施，以防止滑坡事故的發生。

4 結 論

(1) 邊坡中軟弱夾層的工程性質對其穩定性有著至關重要的影響，軟弱夾層中的滑帶土的蠕變特性對邊坡安全有著顯著的影響，在評價邊坡長期穩定性時應全面考慮這一影響。

(2) 以含水量為變量的損傷變量的蠕變本構模型，可以有效地描述邊坡滑帶土的蠕變特性以及進行相關邊坡的長期變形、穩定性預測。該模型計算的變形量與實測結果較吻合，但由于自然環境的不利影響，導致模型的計算值略低于實測值。

(3) 根據模型預測結果，一年后某巖質邊坡變形體的累積變形可達數十厘米，邊坡軟弱夾層的剪切塑性應變隨時間的推移不斷增加，呈逐漸貫通趨勢，出現邊坡失穩的概率顯著增大。同時，由于外界強烈自然條件的影響，應加強模型計算結果與實際監測數據的對比，并采取合理的工程防治措施，以防止滑坡事故的發生。