某高速鐵路高陡邊坡破壞機理及穩定性研究

王衍匯

(中國鐵路設計集團有限公司，天津 300308)

在山區進行高鐵建設易產生大量高陡邊坡，特別是土-巖混合邊坡受力機制復雜，對傳統的穩定性計算方法提出更高要求[1-2]。王旭結合MP和Sarma法計算混合邊坡的穩定性[3]；邵帥通過有限元和離散元法對土-巖混合邊坡穩定性進行數值計算[4]；金磊等基于離散模型試驗，開發混合邊坡三維細觀結構評價模型[5]。該類邊坡破壞模式較為復雜，既有土質邊坡因土體強度降低、剪應力升高，產生蠕變滑移，導致整體剪切破壞的趨勢，又有節理裂隙切割巖體，使其具有不連續性、多變性及各向異性等特點，易導致內部塊體沿不利結構面產生平面滑動[6-7]。

鑒于土-巖邊坡失穩模式的特殊性，以宣績高鐵某高陡邊坡為例，根據其工程地質條件，利用工程地質分析法定性探討邊坡潛在破壞模式，同時結合極限平衡法、塊體理論，全面系統分析該邊坡的穩定性，為邊坡設計提供理論基礎。

1 研究區現場調查

1.1 工程地質概況

該高陡邊坡位于丘陵地貌，地勢總體西北高、東南低，長約130 m，寬約100 m，最大高差約70 m，邊坡傾向127°，坡度約40°，線路以半填半挖形式通過山谷沖溝，高陡邊坡位于線路右側，如圖1所示。

圖1 高陡邊坡全景

研究區地層主要為第四系殘坡積粉質黏土，寒武系中統楊柳崗組強風化泥質頁巖，強、弱風化炭質灰巖。其中，粉質黏土土質不均，全風化巖體、角礫土含量約20%；薄層狀強風化泥質頁巖巖質較軟，手掰可斷，巖層產狀130°∠47°，僅在坡頂出露；強風化炭質灰巖，呈碎塊狀，層厚1～2.5 m，弱風化炭質灰巖，節理十分發育，巖芯呈短柱狀，巖層產狀170°∠60°。地下水主要為潛水與基巖裂隙水，賦存于土巖接觸面及巖層的層間裂隙、風化裂隙中，地下水稍發育。

1.2 邊坡巖體結構調查

通過6個觀測點的調查，共獲取21組結構面，節理玫瑰見圖2。調查區主要發育4組結構面，其中近直立卸荷裂隙(J1)、構造節理(J2)和巖層面(J3)為主控結構面，3組節理裂隙特征見表1[8-9]。

圖2 結構面節理玫瑰(走向)

表1 節理裂隙特征

2 邊坡潛在破壞模式判別

該邊坡由上覆殘坡積層與下伏炭質灰巖組成巖體“二元結構”，下伏炭質灰巖具有不透水性，在降雨作用下，易沿土-巖接觸面發生整體性圓弧型滑動破壞，如圖3。下伏基巖傾向與坡向相同且節理裂隙發育，由赤平投影可知(如圖4)：①巖層與結構面J1交點C1與邊坡投影弧在同一側，交割線產狀為146°∠51.6°，與坡面傾向一致，傾角大于天然坡角，屬于穩定結構；②兩結構面J1、J2交點C2及巖層與結構面J2交點C3與均邊坡投影弧在同一側，交割線產狀分別為169°∠27.8°、91°∠18.9°，與坡面傾向一致，傾角小于天然坡角，屬于較不穩定結構，易沿交割線方向發生滑動。由上述分析可知，若上部松散堆積層滑動，則邊坡應力重分布，巖體存在平面剪切型、楔型滑動破壞的可能[10-12]。

圖3 高邊坡潛在破壞模式

圖4 邊坡赤平投影及剖面示意

3 邊坡穩定性極限平衡分析

3.1 穩定性計算方法

極限平衡法是邊坡穩定性分析的傳統方法，通過安全系數定量評價邊坡的穩定性，該法基于剛塑性理論，注重巖土體破壞瞬間的變形機制，只要求滿足力和力矩的平衡、Mohr-Coulomb準則。Morgenstern-Price(M-P)法同時考慮力平衡和矩平衡的變形協調問題，適合任意形狀滑動面，計算精度高、實用性好，故采用M-P法建立極限狀態方程，如圖5[13]。

圖5 Morgenstern-Price法計算示意

狀態函數為

(1)

其中，Ti=Wisinθi+KWicosθi；Ri=(Wicosθi-KWsinθi-Ui)tanφi+cili；ψj=-λf(xj)cosθj-1tanφj-1+sinθj-1tanφj-1/φj+λf(xj)sinθj-1Fs+cosθj-1Fs/φj；

式中，xA、xB分別為滑裂面左右邊界坐標，tanαA、tanαB分別為最左端與最右端條塊頂面斜率，Fs值可以通過迭代求得，從而得到狀態函數表達式。

3.2 穩定性計算

(1)計算剖面

選擇具有代表性的剖面為研究對象，邊坡地層從上至下依次為：粉質黏土，層厚3～7 m；寒武系中統楊柳崗組強風化泥質頁巖，層厚1～5 m；強風化炭質灰巖，層厚2～4 m；弱風化炭質灰巖，未揭穿，剖面如圖6所示。

圖6 工程地質剖面

(2)計算工況

本地區地震基本烈度為Ⅵ度，根據GB 50330—2013《建筑邊坡工程技術規范》5.2.5條：“邊坡穩定性計算時，對基本烈度為7度及以上地區的永久性邊坡應進行地震工況下邊坡穩定性校核”，故不考慮地震作用的影響，僅基于天然工況、暴雨工況進行計算[14]。

(3)計算參數

本次巖土體穩定性計算參數主要依據室內試驗，參考GB 50330—2013《建筑邊坡工程技術規范》、GB/T 50218—2014《工程巖體分級標準》，并結合現場實際情況、當地經驗和類似工程的經驗教訓綜合分析獲得[15-16]。巖土體穩定性計算參數建議值見表2。本次取值未考慮巖體節理裂隙的影響，重點分析上部松散堆積物的整體穩定性。

表2 邊坡巖土體物理力學參數

3.3 計算結果及穩定性分析

高陡邊坡在天然工況、暴雨工況下造成的潛在滑面(M-P法)如圖7所示，根據計算邊坡在天然工況下穩定系數為1.1，整體處于穩定狀態，暴雨工況下穩定系數為1.046，處于極限平衡狀態，在降雨作用下殘坡積土易沿土-巖接觸面發生滑動。

圖7 邊坡潛在滑面示意(單位：m)

4 基于塊體理論的邊坡穩定性分析

4.1 塊體理論基本原理

塊體理論是以巖體完全被節理裂隙切割為前提，包含兩個基本定理：塊體有界性定理和可移動性定理，這兩個定理已經給出了嚴密的數學推導[17]。

(1)塊體有界性定理

設某凸塊體由n個半空間的交集構成，將其平移使之通過坐標原點形成棱錐。若棱錐為空，則相應的凸塊體有限；棱錐為非空，則相應的凸塊體為無限。簡明表達式為

JP∩EP=?或JP?SP

(2)

式中，JP為裂隙錐；EP為開挖錐；SP為空間錐。

(2)塊體可移動性定理

若由結構面和臨空面共同構成的原生塊體以及僅由結構面構成的裂隙塊體均為有限，則為倒楔塊體，即不可動塊體；若由結構面和臨空面共同構成的原生塊體有限，而由結構面構成的裂隙塊體無限，則該塊體為可動塊體，根據穩定狀態，可細分為穩定塊體、可能失穩塊體和關鍵塊體，如圖8所示。

圖8 可移動塊體分類

利用集合論方法可給出簡明表達式，有

JP∩EP=?且JP≠?

(3)

基于上述定理，設結構面和臨空面為空間平面，結構體為凸塊體，用空間向量表達荷載作用，利用幾何拓撲學方法分析塊體的類型以及塊體失穩模式，進而計算塊體的穩定性，可得以下兩種形式：

(1)平面剪切型滑動，即塊體沿單面接觸滑動，其安全系數為

(4)

(2)楔型滑動，即塊體沿雙面接觸滑動，其安全系數為

(5)

式中，fi、fj為滑動面i、j的摩擦系數；ci、cj為滑動面i、j的黏聚力；Ai、Aj為滑動面i、j的面積；Ni、Nj為主動力合力在滑動面i、j上沿法向的分量；Ti、Tj為主動力合力在滑動面i、j上沿切向方向的分量。

其中Ni、Nj和Ti、Tj按照下式計算，有

(6)

(7)

(8)

由前文分析可知，高陡邊坡在暴雨工況下處于極限平衡狀態，且巖體節理裂隙發育，若上部松散堆積層滑動，則巖體存在平面剪切型滑動破壞、楔型滑動破壞的可能。因此，決定采用塊體理論對邊坡內部的重點塊體進行研究。

4.2 結構面參數確定

室內試驗求得的結構面強度未考慮其特性，無法反映裂隙對巖體穩定性的影響，安全系數偏大。而通過現場調查并利用經驗公式估算結構面強度參數得到了廣泛的應用，其中Barton模型被普遍采用，結構面抗剪強度的經驗公式為

(9)

式中，JRC為結構面粗糙度系數；JCS為結構面壁面抗壓強度；φb為結構面基本摩擦角；σn為結構面上的有效正應力。

因此，根據結構面現場調查數據，基于Barton模型即可得到結構面與坡面產狀及強度指標(見表3)。

表3 結構面與坡面產狀及強度指標

4.3 可動塊體判斷

選取半徑R=1的參考圓，圓心為赤平投影直角坐標系的原點，設東向(E)為x軸正值，北向(N)為y軸正值。那么可得半徑為r、圓心坐標為(Cx，Cy)的投影圓Pi(見表4)。

表4 投影圓Pi的幾何信息

根據各結構面的產狀信息繪制投影圓形成如圖9所示的邊坡各平面投影。由圖9可知，在平面投影圖中裂隙錐(SP)屬于P4投影圓的內域。根據塊體理論可得邊坡可動塊體為JP000。

圖9 邊坡各平面投影

4.4 可移動塊體穩定性計算

(1)結構面法向矢量

(2)塊體移動方向

經過前文分析，裂隙塊體僅可能發生平面剪切和楔型滑動破壞，即沿單平面或雙平面發生滑動，且邊坡無任何防護措施，塊體將在重力作用下發生自由滑動。

若塊體沿單面滑動，則有

(10)

若塊體沿雙面滑動，則有

(11)

(3)可動塊體的運動形式

①單面滑動

故滿足的運動學條件可轉化為

(12)

式中，l為可動塊體的各結構面，且l≠i。

當塊體沿P1結構面滑動時，有

可得沿P1結構面單面滑動的塊體為U1∩L2∩L3。

同理得到，沿P2結構面單面滑動的塊體為U1∩U2∩U3，沿P3結構面單面滑動的塊體為L1∩L2∩U3。

②雙面滑動

故滿足的運動學條件可轉化為

(13)

當塊體沿P1、P2結構面滑動時，有

可得沿P1、P2雙結構面滑動的塊體為L1∩U2∩U3。

同理得到，沿P1、P3雙結構面滑動的塊體為U1∩L2∩U3，沿P2、P3雙結構面滑動的塊體為U1∩U2∩L3。

可以看出，高邊坡可移動塊體為JP000(U1∩U2∩U3)沿P2結構面單面滑動，與前文所述“巖體存在平面剪切型滑動破壞”結論相吻合。

(4)可動塊體的穩定系數

由于結構面的黏聚力受幾何形態、填充物、含水量等多因素控制變異性較大，且塊體一旦滑動，其所貢獻的抗滑力將大打折扣，故在可動塊體的穩定性計算中，宜采用Barton模型確定的基本內摩擦角進行計算。

可移動塊體為JP000(U1∩U2∩U3)沿P2結構面單面滑動，其穩定系數為

綜上所述，高陡邊坡上部松散堆積層滑動后，巖體應力重分布，穩定系數為1.04，基本上處于極限平衡狀態，易發生平面剪切型滑動破壞，應加以防護。

5 結論

通過對宣績高鐵某高陡邊坡現場調查，結合室內試驗和Barton模型取值分析，通過極限平衡法、塊體

理論等多種手段，對其穩定性進行了定性分析及定量計算，得到以下主要結論。

(1)通過對邊坡地層結構的分析可知，上部殘坡積土易沿土-巖接觸面發生整體性圓弧型滑動破壞，受節理裂隙控制的關鍵巖體易發生平面剪切型、楔型滑動破壞。

(2)運用極限平衡法對土-巖接觸面滑動破壞模式進行分析，可得邊坡在天然工況下穩定系數為1.1，整體處于穩定狀態，暴雨工況下穩定系數為1.046，處于極限平衡狀態，在降雨作用下殘坡積土易沿土巖接觸面發生滑動。

(3)應用塊體理論對邊坡內部的重點塊體進行研究，判斷可移動塊體為JP000(U1∩U2∩U3)沿P2結構面單面滑動，其穩定系數為1.04。

(4)鑒于土-巖混合邊坡失穩形式的特殊性，分析時應針對不同的潛在破壞模式，采取多種方式綜合評價，相互印證。