公路巖質邊坡穩定性的數值模擬分析

王安禮， 鄔忠虎， 婁義黎， 曲廣琇， 唐摩天， 崔恒濤， 宋懷雷

(1.貴州省質安交通工程監控檢測中心有限責任公司， 貴陽 550081； 2.貴州大學土木工程學院， 貴陽 550025； 3.貴州省交通規劃勘察設計研究院股份有限公司， 貴陽 550081)

目前，中國高速公路總里程已突破14萬 km，隨著高速公路建設的快速推進，貴州省也初步實現了縣縣通高速的愿景，但貴州省特有的地質條件使得在高速公路建設過程中不可避免地出現了大量的高速公路邊坡，因此邊坡治理是貴州高速公路建設亟待解決的問題，而且貴州特殊氣候條件成為邊坡災害發生的不可控因素，邊坡發生失穩滑坡災害，勢必造成嚴重的經濟損失。因此針對貴州特有的地質條件開展巖質邊坡穩定性研究是迫切需要的。

目前，關于邊坡穩定性分析的方法主要分為三類：定性分析、定量分析和非確定性分析[1-8]。祝玉學[9]利用可靠性分析方法對邊坡進行了大量研究，并取得豐碩成果。楊小明等[10]利用軟件FLAC3D對不同條件下的膨脹土邊坡進行數值模擬，發現裂隙面的存在嚴重影響了膨脹土邊坡的穩定性。曾韜睿等[11]利用FLAC3D模擬了邊坡土體的凍融情況，計算出邊坡的穩定系數，進行了粉土質邊坡凍融穩定性分析，取得了很好的結果。楊中福等[12]利用非連續分析方法(DDA)研究了凍融條件下天山路邊邊坡的失穩破壞過程，并提出了該條件下的邊坡支護方法。徐奴文等[13]利用RFPA-Slope分析了高危巖質邊坡的失穩破壞過程，并驗證了威震監測在邊坡監測中是適用的。王俤剴等[14]采用軟件RFPA3D模擬了大崗山水電站高陡邊坡失穩破壞，分析了卸荷裂隙密集帶對高陡邊坡穩定性的影響。陳建宏等[15]分析了邊坡穩定性各影響因素的聯系，提出了基于主成分分析(PCA)和誤差反向傳播(BP)神經網絡的邊坡穩定性分析方法。王小兵等[16]基于神經網絡分析方法結合蒙特卡洛方法研究了邊坡穩定性，并取得很好的結果。

綜上所述，以貴州省境內高速公路BT3標段右側邊坡為研究對象，利用軟件RFPA2D-SRM對該巖質邊坡進行數值模擬，分析巖質邊坡在自重條件下的失穩破壞過程，并就邊坡的失穩情況進行邊坡的支護設計，旨在研究巖質邊坡的失穩破壞過程，并提出該類邊坡的支護方法。因此研究結果將為貴州省巖質邊坡治理提供重要的理論依據。

1 工程概述

BT3標段右側邊坡是水口至都勻的一處巖質邊坡，路線切割一山體，右側最大挖方高度為41.04 m，上覆土層為含碎石黏土，厚1.0～3.0 m；下伏基巖為中厚層狀淺變質板巖，巖層產狀：200°∠13°。強風化層厚2.0～3.0 m，節理裂隙發育。巖體破碎，巖石較軟，邊坡中石-土比約為12∶1；巖層內存在軟弱夾層。邊坡開挖臨空后在連續強降雨沖刷作用下，巖層易沿軟弱層面滑動。初始方案：邊坡按1∶0.75～1∶1放坡。

2 試驗方法

2.1 單軸壓縮試驗

為了更好地建立數值模型，開展了現場取芯并對邊坡巖石進行了力學性能測試。根據文獻[17]取邊坡開挖后出露的新鮮巖層面上的大塊巖體，取樣深度約40 m，使用鉆心機進行鉆心取樣。將巖心制成直徑D≈45 mm、高H≈100 mm的圓柱體試件，制備3個巖心，巖石平均密度約為2 598 kg/m3，實驗樣品大小能夠兜住大于4.5 cm的碎石。巖樣取自同一塊巖石，以確保同一組巖樣的層理結構相同，然后對切割面進行磨光處理，按《工程巖體試驗方法標準》規定，試件兩端面的不平整度誤差小于0.05 mm，高度直徑誤差小于0.3 mm，側面垂直度偏差小于0.25°，如圖1所示。

εy和εz分別為環向應變和軸向應變

試驗采用電阻應變片測定巖樣的應變。在巖樣中部粘貼2組型號為BX120-5BA的應變片。a組兩個沿豎直方向粘貼，b組4個沿周向粘貼，相互垂直。a片測定軸向應變εz，b片測定環向應變εy，巖樣尺寸及應變片粘貼示意如圖1所示。試驗裝置為Instron電液壓伺服控制剛性試驗機。通過試驗控制軟件設置試驗加載速度為按每秒0.1 MPa的進行加載，直至試樣破壞，采樣頻率為每秒1次。計算機通過數據線與應變片和受力傳感器連接來實現實時采樣數據的傳輸，并繪制軸向應力-應變曲線(圖2)，試驗過程中可從顯示屏上觀察試樣加載破壞的全過程。

σt為軸向應力

2.2 單軸壓縮試驗結果

根據規范要求，取彈性直線段的應力應變差值計算彈性模量和泊松比，由于在規范中規定的標準試件尺寸為：D=50 mm，H=100 mm，本實驗試件非標準試件，需按《水利水電工程巖石試驗規程》推薦的單軸抗壓強度換算公式進行修正：

(1)

式(1)中：σt為非標準試件的單軸抗壓強度。

經過換算公式進行修正的試樣的標準強度值如表1所示。

表1 試樣的單軸強度試驗值[17]

2.3 邊坡數值模型

2016年10月該邊坡出現多條裂縫變形帶，并向坡面延伸，邊坡后緣既有裂縫如圖3所示。實際工程中，如果能夠確定邊坡的潛在破壞面形狀，對邊坡加固設計和后期施工監控工作十分有益，如預應力錨索或錨桿加固邊坡設計時，需要確定錨索或錨桿長度，若邊坡潛在破壞面形狀已知，就可以經濟的合理布設。為深入探究邊坡失穩破壞過程，利用RFPA2D-SRM對現場巖質邊坡進行數值模擬，根據地質背景，模型長91 m，總高51 m(其中邊坡高41 m)，模型剖面共劃分204×364=74 256個單元，該巖質邊坡破面是風化程度較大的破碎帶，底層為風化程度較低的基巖(板巖)。模型依據邊坡初步治理方案(邊坡按1∶0.75～1∶1放坡)建模，具體模型參見圖4。通過單軸壓縮試驗結果對該巖質邊坡進行參數賦值，數值計算加載過程采用自重加載，邊界條件為x方向左右固定，y方向底部固定。

圖3 邊坡后緣既有裂縫

圖4 數值模型

3 結果與討論

3.1 邊坡失穩破壞過程分析

圖5為該巖質邊坡失穩破壞過程的剪應力圖和聲發射圖。從圖5中剪應力圖可以看出，邊坡中破碎帶對邊坡穩定性影響顯著，無支護條件下剪應力集中分布在破碎帶和基底的接觸面。無支護條件下巖質邊坡隨著自重載荷的加載，當計算至9-11步時邊坡出現失穩，沿著接觸面出現了微破裂；當計算至9-27步時，微破裂增多并沿著接觸面上下延伸，形成明顯的宏觀裂紋，此時邊坡已完全失穩，從而誘發嚴重的滑坡災害。通過計算，該巖質邊坡在無支護條件下失穩破壞時的安全系數為1.1，表明該邊坡在自重情況下是處于較不穩定狀態。

紅色表示拉伸破壞，黃色表示剪切破壞

通過對該邊坡進行數值模擬分析，可以清楚地看見邊坡失穩破壞過程，并能夠清晰知道邊坡失穩破壞的滑移面，因此，本研究根據無支護條件下該巖質邊坡的失穩破壞過程設計了邊坡支護措施，并建立了預應力錨索支護數值模型。經過數值分析可知，在支護條件下該巖質邊坡失穩破壞時的安全系數為1.64，顯然預應力錨索支護大大提高了邊坡的穩定性。

從圖5可以發現，預應力錨索支護改變了邊坡中剪應力的分布，并且提高了加固區的剪應力。從圖5中聲發射圖可以看出，在兩種條件下邊坡失穩破壞過程主要是剪切破壞，并伴隨著拉伸破壞。在無支護條件下邊坡失穩破壞的滑移面基本上出現在破碎帶和基巖的接觸面，而當在邊坡中加入預應力錨索支護后，邊坡失穩破壞時受預應力錨索影響顯著，裂紋沿接觸面擴展時受預應力錨索影響沿預應力向破碎帶中萌生出微裂紋，這從聲發射圖可以清楚看見。

3.2 邊坡失穩破壞過程中的能量分析

在RFPA數值模型中，宏觀裂紋是由大量的微破裂積累而成，微破裂的累積過程即為數值模型的損傷過程。在數值模型損傷過程中每一個微破裂單元既是一個聲發射事件，單元破裂所釋放的能量即為聲發射能量，因此數值計算過程中統計出聲發射能量和單元破壞數即可分析邊坡數值模型在失穩破壞過程中的能量變化和內部結構損傷過程[18-21]。

支護前后邊坡失穩破壞過程的聲發射變化規律如圖6所示。從圖6中可以看到，無論是支護前還是支護后，邊坡失穩發生滑坡的過程是一個能量積蓄-釋放的過程。支護前釋放能(AEnergy)和累計聲發射計數(acoustic emission，AE)隨著計算步數的增加而表現出緩增-激增-平緩的演化規律，當計算步數在9步之前，釋放能AEnergy和累計AE均增速緩慢和含量較小，當計算至9步時，邊坡內部微裂紋貫通，破壞單元增多，能量急速釋放，釋放能AEnergy和累計AE激增，9步之后釋放能AEnergy和累計AE均趨于平緩；支護后邊坡失穩破壞過程中能量的演化規律和支護前大致相同，也表現出緩增-激增-平緩的演化規律，但是較支護前不同的是，支護后邊坡安全系數增大，邊坡很穩定，計算至39步邊坡中微裂紋才貫通，破壞單元增加，AEnergy和累計AE激增。對比支護前和支護后聲發射的演化過程，支護前聲發射能量演化過程變化較快，這是因為邊坡穩定性低于支護后的邊坡，自重條件下微破裂出現較早。

圖6 支護前后邊坡失穩破壞過程的聲發射變化圖

總體來說，通過統計邊坡失穩破壞過程中能量演化規律可知，邊坡的失穩破壞過程是一個緩慢的能量變化過程，并伴有明顯的能量激增現象，因此，根據邊坡失穩過程中的能量演化分析可知，邊坡的失穩破壞是可以預警與預報的，可以通過對邊坡進行實時能量變化監測，進而實現邊坡災害的預警預報，降低災害發生時的人員傷亡和經濟損失。

3.3 工程實例分析

通過前面的數值試驗分析，本文研究基于邊坡失穩破壞過程設計了預應力錨索支護，并得到了很好的結果，在現場，依據數值結果對貴州省境內某高速公路BT3標段右側邊坡進行了預應力錨索支護，并進行了錨索索力監測，測點布置如圖7所示。

圖7 錨索索力測點布置圖

經過69 d實時監測，并將監測數據繪制成圖8所示，圖8為錨索索力隨時間的變化圖。圖8中，3號錨索的初始預應力為234.7 kN，最后穩定在217 kN附近，損失比例約為7%；1號和2號的初始索力分別為121.1 kN和102.3 kN，索力損失比例約為2%和4%。綜上分析，錨索索力損失較小，變化較為穩定，邊坡是穩定安全的。

圖8 測點錨索索力變化圖

4 結論

通過單軸試驗和RFPA2D-SRM對貴州省境內某高速公路的巖質邊坡失穩破壞進行了試驗分析，研究了邊坡的穩定性和失穩破壞過程中的能量演化規律，得出以下結論。

(1)風化帶(破碎帶)對邊坡影響顯著，支護前后邊坡失穩破壞的滑移面出現在破碎帶和基巖的接觸面。

(2)通過數值分析計算支護前邊坡的安全系數為1.1，較不穩定。支護后邊坡的安全系數達到了1.64，此時邊坡較穩定。因此預應力錨索大大提高了邊坡的穩定性。對比傳統高速路的護坡技術，本方法可以做到通過數值模擬來優化護坡設計方案，節約大量的時間和經濟。

(3)支護前后邊坡失穩破壞過程中聲發射信號表現出緩增-激增-平緩的演化規律。通過統計邊坡失穩破壞過程中能量演化規律可知，邊坡的失穩破壞過程是一個緩慢的能量變化過程，并伴有明顯的能量激增現象，因此，邊坡的失穩破壞是可以預警與預報的。在接下來的工作中，將探討邊坡失穩破壞過程中的微震監測，進而實現邊坡災害的預警預報，降低災害帶來的人員傷亡和經濟損失。