名山組泥巖順層邊坡原位直剪試驗及開挖模擬

何云勇, 郭成超, 張樂, 王復明,, 向波, 李蜀南, 馬建林

(1.西南交通大學土木工程學院, 成都 610031; 2.四川省公路規劃勘察設計研究院有限公司, 成都 610041;3.中山大學土木工程學院, 廣州 510275)

順層邊坡指邊坡走向與巖層近于平行,巖層傾向與坡向交角不超過30°,坡角大于巖層傾角的層狀結構邊坡[1-5]。受構造、巖性、地殼抬升等因素影響,順層邊坡廣泛分布,坡內巖體層間結合差,在自重等荷載作用下常沿不利界面發生順層滑移破壞,失穩風險高,破壞嚴重,治理成本昂貴[6-9]。

名山組屬新生界古近系地層,主要分布于川西前陸盆地南段、龍門山斷裂帶的前山斷裂東部,出露位置為雅安天全至蘆山一帶,其巖性主要為下段河湖相礫巖和上段具石膏層的湖相砂巖、泥巖[10-11]。相對而言,泥巖自身強度低,富含黏土礦物,具有水敏性和弱膨脹性,遇水易崩解、軟化甚至泥化[12-14]。顯然,在構造發育、降雨充沛的名山組泥巖分布區,順層邊坡更具易發性和典型特征。

開挖卸荷是順層邊坡失穩滑移的主要誘因之一。唐紅梅等[15]研究發現,邊坡位移對開挖過程反映比較敏感,量值突增現象顯著。馬洪生等[16]研究了開挖面陡傾程度對松弛區范圍的影響,認為開挖松弛范圍隨開挖角度的增大而增大。何武等[17]通過有限元模擬研究了順層邊坡的首次破裂長度及其受坡體幾何尺寸和巖土體物理力學參數的影響規律。穆成林等[18]研究表明,陡坡度開挖下邊坡變形破壞規模大,穩定較差,滑坡深層由層間泥化夾層剪切以及陡傾裂隙組合形成階梯狀滑面,整體以滑移-拉裂深層失穩為主。

原位直剪試驗是獲取巖土體抗剪強度參數有效途徑,相較于室內試驗,原位直剪試驗避免了開挖導致的應力釋放,也不存在搬運過程中對巖體造成的損傷[18-19]。此外,原位直剪試驗多采用大尺寸試樣,能有效獲取巖體中的結構面強度參數,對順層邊坡的防治設計至關重要。

綜上所述,名山組泥巖順層邊坡因其水文地質、工程地質環境而具典型特征,通過原位直剪試驗能有效獲取名山組泥巖的抗剪強度參數;開挖對順層邊坡的影響可通過卸荷松動區來有效表征。

基于此,以成都至雅安高速公路K3+585～K3+945段深挖路塹形成的順層高邊坡工程為背景,通過原位直剪試驗獲取泥巖自身及其結構面的強度特征;然后以有限元模擬為手段,研究考慮卸荷效應的順層邊坡分步開挖下坡體位移及內力分布規律,依據數值試驗結果界定卸荷松動區,并建立其與切層厚度間的關系。研究成果可供川西南名山組地層中順層邊坡的防災減災工程參照。

1 工程背景

場區位于四川盆地西南部邊緣,與盆間的山地緊密接壤,屬于由構造和剝蝕力作用而形成的低緩、丘陵間的低山,一般坡度10°～35°,斜坡局部坳溝發育。場地較平緩處和坳溝地段多墾為耕地或種植茶樹,陡坡段植被較發育,以灌木、喬木為主。場區附近最高點海拔約732 m,最低點海拔約624 m,相對差約108 m。

E1-2mn主要為棕紅色泥巖,礦物成分以泥質黏土和其他礦物膠質為主,長石、石英少量,其礦物結構分布不均勻,局部粉砂質較為富集,呈薄層～中厚層的層狀結構。鉆探揭示其強風化帶巖體破碎,巖質極軟,中風化帶巖體較完整,巖質較軟,偶夾薄層軟弱層。巖芯偶見白色鈣質條帶、鈣膜及溶蝕孔穴,孔徑約為1～8 mm,部分孔壁附鈣膜;具飽水軟化、脫水干裂、暴露空氣中易風化開裂的特征。

地質構造上,該段順層高邊坡位于金雞關背斜東翼,巖層產狀一般60°～115°∠15～25°,優勢產狀:100°∠20°。場地主要發育2組構造裂隙,L1:10°∠75°,發育密度7～12條/m,延伸長度1.5～3.0 m,面平直,微張～開張;L2:65°∠84°,發育密度8～14條/m,延伸長度1.2～2.8 m,面平直、微張。受2組構造裂隙及層面控制,巖體被切割呈碎裂塊狀～層狀結構。

K3+585～K3+945段順層高邊坡長約360 m,最大開挖高度39.6 m,巖層傾向與開挖坡向相同,一般傾角15°～25°,優勢傾角為20°,擬采用“1∶0.75分級放坡+錨索框架坡面防護+坡腳預應力錨索抗滑樁加固”的邊坡防護方案,如圖1所示。

2 原位直剪試驗研究

2.1 試驗方案

原位直剪試驗選點于順層邊坡中部的強風化泥巖地層,試塊設計尺寸為長1 m×寬1 m×高1 m,通過人工開挖切割制備試樣,以避免機械擾動。

考慮該邊坡巖層傾角為15°～25°,擬定3個水平:15°、20°和25°;上覆荷載設計4個水平:0、7.7、12、24 kN;參照《土工試驗方法標準》(GB/T 50123—2019),推力方向取水平方向;試驗方案如表1所示。

表1 泥巖原位直剪試驗方案Table 1 Field direct sheartest scheme of silty mudstone

2.2 試驗裝置及操作

原位之間試驗時在巖體平整表面放置面積為1.2 m2的上部承壓鋼板,而后均勻堆載水泥塊施加法向荷載,以避免偏壓。剪切荷載施加時,首先在預定剪切面處安放承壓板,然后依次安放傳力塊和液壓千斤頂,平推法推力中心線平行預定剪切面,且與剪切面距離控制在5 cm以內;斜推法則使推力中心線通過剪切面中心。試驗過程中,通過軸力計和位移計測定數據。原位直剪試驗裝置如圖2所示。

圖2 原位直剪試驗裝置Fig.2 Field direct shear test apparatus

法向荷載施加時,按表1設計值進行堆載,并在剪切過程中維持恒定。剪切荷載首先按巖體抗剪強度估計值的 1/8～1/12 分級均勻等量施加,剪切速度設置為0.5 mm/min;當施加某級荷載所引起水平變形高于前一級1.5倍以上時,將荷載減半后施加,直至剪斷。荷載施加控制5 min/次。每級荷載施加前后各測讀變形1次,臨近剪斷時,同步觀測壓力及水平變形。

試驗過程中,以液壓千斤頂推力峰值或穩定值作為巖體抗剪強度τf的換算值,以破壞后的跌落推力作為巖體殘余強度τr的換算值。

2.3 試驗結果分析

2.3.1 巖體破壞特征

試驗過程中,遠離推力軸線的巖體中上部既有節理裂隙受試驗擾動影響微弱,推剪過程中無明顯變化。強風化泥巖試件基本沿底面剪切裂隙破壞。如圖3所示,結合剪應力-剪切位移曲線與裂隙發展過程,將其剪切破壞過程可分為如下3個階段。

①為彈性受荷階段;②為裂縫發展階段;③為剪切面貫通后階段圖3 巖體剪切特征階段Fig.3 Shearing characteristics stage of rock

(1)彈性受荷階段:試驗初始,因施加的剪切荷載較小,巖體所受剪應力主要由其自身在剪切面上的分力提供,剪切位移增長較慢,剪切裂隙尚未形成,剪應力與剪切位移間成近線性關系。

(2)裂縫發展階段:隨剪切荷載的增大,剪切裂隙先從試樣后方推力側底部出現,并隨著剪切荷載的增加逐漸向前端逼近;此時,剪應力-剪切位移曲線斜率變緩,剪應力逐漸爬升至峰值附近。

(3)剪切面貫通后階段:當剪切裂隙貫通時,試樣被剪壞,剪切位移不斷增大,剪應力先降低后趨穩,試件沿貫通剪切面滑動,受殘余強度控制。

2.3.2 巖體強度特征

原位直剪試驗中,試樣2、4、5、6為沿結構面形成貫通剪切面,試樣1、3為巖體自身形成貫通剪切面。由試樣裂縫周界確定剪切面及面積,將作用在剪切面法向的重力分量計為法向應力σ,通過Mohr-Coulomb強度準則討論強風化泥巖自身及結構面的強度特征。

(1)結構面剪切破壞強度特征。通過現場測量及計算,試樣2、4、5、6的σ分別為22.78、35.78、50.84、45.04 kPa。據此,繪制不同σ下名山組泥巖結構面的剪應力-剪切位移曲線如圖4所示。結合表1可見,場區強風化泥巖結構面的強度值基本隨σ的增大而增大,且具有明顯的應變軟化特征,剪切面貫通后強度衰減值約4～9 kPa。

圖4 巖體結構面剪應力-剪切位移曲線Fig.4 Shearing stress vs. shearing deformation of rock discontinuity structural plane

依據圖4,通過Mohr-Coulomb強度準則對強風化泥巖的結構面參數進行線性擬合,如圖5所示。可得,抗剪強度τf、殘余強度τr與σ間擬合關系如式(1)所示。

圖5 巖體結構面強度參數Fig.5 Strength parameters of rock discontinuity structural plane

(1)

擬合優度均高于0.90,結果可靠。式(1)表明,場區名山組強風化泥巖的強度參數原位直剪試驗實測值為:黏聚力c=6.79 kPa,內摩擦角φ=31.38°,殘余黏聚力cr=5.56 kPa,殘余內摩擦角φr=26.57°。

(2)巖體剪切破壞特征。通過現場測量及計算,試樣1、3的σ分別為23.32、31.50 kPa。據此,繪制不同σ下名山組泥巖結構面的剪應力-剪切位移曲線如圖6所示。結合表1及圖4,可見場區強風化泥巖的自身強度遠高于結構面,且強度曲線特征受上覆荷載影響較小,但應變軟化特征較結構面更為顯著,剪切面貫通后強度急劇衰減,降幅遠高于結構面。

圖6 巖體破壞剪應力-剪切位移曲線Fig.6 Shearing stress vs. shearing deformation of rock

試樣1和試樣2二者上覆荷載接近,以之為例進行對比。試樣1為巖體自身破壞,其τf=272.94 kPa,τr=35.11 kPa,降幅達8 7.14%;試樣2為沿巖體結構面破壞,其τf=20.43 kPa,τr=16.22 kPa,降幅僅20.61%。

原位直剪試驗6個試樣中,巖體自身破壞僅2塊,故其強度參數須結合相關經驗值及地勘反演獲取,以供下一步分析。

3 順層邊坡開挖卸荷特征模擬研究

3.1 模型建立

基于圖1所示剖面及防護方案,建立有限元二維模型如圖7所示。考慮邊界效應,模型長度設置200 m,坡口左側至邊界距離110 m,整體坡高91 m,單級坡高10 m,坡比為1∶0.75,臺階寬度2 m。

圖7 順層邊坡數值模型Fig.7 Numerical model of bedding slope

3.2 計算參數

數值模擬中,以滿足Mohr-Coulomb強度準則的彈塑性6節點三角形單元模擬巖體,以無厚度的界面單元模擬結構面。巖土體參數依照原位直剪試驗及地勘報告取值,如表2所示。其中,強風化泥巖及其結構面為該邊坡的不利層面,依照原位直剪試驗結果取值。

表2 巖土體物理力學參數Table 2 Physical and mechanical parameters of soil and rock

結構材料中,以點對點錨桿單元模擬預應力錨索自由段,以土工格柵單元模擬錨固段。依照邊坡設計方案,坡面錨索張拉預應力設置300 kN,抗滑樁錨索張拉預應力設置400 kN。抗滑樁和框架梁采用板單元模擬,即將不連續結構等效為連續的板,并將相應結構換算為板單元的計算寬度。結構參數如表3所示。

表3 順層邊坡支擋結構參數Table 3 Parameters of supporting structure on bedding slope

考慮工程實際中,抗滑樁與加固巖體的接觸表面被允許產生滑移和不連續接觸,故在抗滑樁模擬中也采用符合Mohr-Coulomb理論的界面單元模擬樁-巖接觸界面。其中,抗滑樁高度取26 m,界面最大剪力取150 kN/m,剪切剛度模量取100 MPa,法向剛度模量取1.0×109MPa。

在此基礎上,對圖7所示順層邊坡有限元模型進行考慮卸荷效應的開挖、支護模擬分析,以探討順層邊坡的開挖卸荷變形機制及應力、位移分布特征等。

3.3 模擬結果分析

3.3.1 分布開挖下順層邊坡卸荷松動區的界定

卸荷回彈是斜坡變形的主要方式之一,開挖過程中巖體朝側向臨空面的回彈膨脹破壞坡內巖體的既有應力平衡,進而發生變形甚至破壞[4,16,20-21]。不考慮支護結構設置,以開挖至邊坡坡底為例,最不利條件下該順層邊坡的卸荷松動區界定如圖8所示。

圖8 順層邊坡卸荷松動區界定Fig.8 Definition of unloading loose zone of bedding slope

由圖8(a)可見,開挖完成后順層邊坡的拉應力主要分布于臨空面附近,在第二級邊坡中部沿泥巖強、中風化界面延伸至斜坡后緣平臺;同時,在開挖切層范圍內,泥巖層面間有沿層面展布的拉應力分布帶,但未貫通。由圖8(b)可見,開挖完成后順層邊坡的塑性區分布特征與拉應力相一致。

這表明,順層邊坡的坡體內巖土體典型界面(如基覆界面、風化界面、巖層層面等)是開挖卸荷后的不利位置分布區,且拉應力易于沿界面向坡后延伸。

如圖8(c)所示,將順層邊坡開挖完成后的拉應力區和塑性區疊合,取順層邊坡臨空面附近拉應力作用下的塑性區作為卸荷松動區。本次數值試驗中,在上一步開挖結束后,針對邊坡卸荷區內巖體以表2中卸荷條件下的對應參數進行更新,再進行下一步計算,直至邊坡開挖結束,以考慮邊坡的開挖卸荷效應。

將順層邊坡卸荷松動區距坡面最大距離定義為卸荷深度,分布開挖下卸荷深度如圖9所示。可見,卸荷深度隨開挖步數的增大而增大,二者近似呈線性正相關,擬合如式(2)所示。

圖9 順層邊坡卸荷深度分布Fig.9 Distribution of unloading depth of bedding slope

y=0.134x+0.27,R2=0.983

(2)

可在順層邊坡防護設計時,根據切層厚度獲取卸荷深度估計值,進而合理確定預應力錨索等支擋結構的有效錨固深度。

3.3.2 位移場分析

服從“分級開挖、邊開挖邊支護”的設計原則,數值試驗中分布開挖支護下順層邊坡的水平位移如圖10所示。

圖10 順層邊坡水平位移云圖Fig.10 Horizontal displacement cloud of bedding slope

可見,邊坡水平位移變化具有明顯的空間效應,每級邊坡開挖后,坡底及坡面均出現較大回彈變形,且坡面位移最大值主要集中在該開挖級的中下部;結構面水平位移等值線走向與結構面方向基本一致,表明邊坡主要表現為沿中下方結構面發生錯動。

開挖第三級邊坡并支護后,水平位移最大值位于坡腳位置,為0.97 mm;開挖第二級邊坡并支護后,水平位移最大值位于二級邊坡坡面中下部,為12.25 mm;開挖第一級邊坡并支護時,水平位移最大值位于一級邊坡坡面及二級邊坡中下部,為31.25 mm;抗滑樁支護完成后樁頂位置水平位移最大,為95.84 mm。這表明,樁前土體開挖對邊坡整體位移有較大影響,施工作業時應及時張拉錨索,加密監測頻率,保證邊坡安全穩定。

3.3.3 應力場分析

數值試驗中分布開挖支護下順層邊坡的水平位移如圖11所示。由圖11(a)可知,順層邊坡開挖完成后,最大主應力呈條帶狀分布,且越靠近地表及臨空面應力值越高;由圖11(b)可知,最小主應力在臨空面附近由壓應力逐漸轉變為拉應力,方向近似于垂直臨空面,為巖體發生卸荷劣化的主要控制應力。

圖11 順層邊坡應力云圖Fig.11 Stress cloud of bedding slope

結合圖8可知,支擋結構起到了良好的支護效果,及時支護邊坡有效的抑制了坡面巖體受卸荷效應影響發生的側向膨脹趨勢,改善了坡體應力狀態,減小了卸荷區面積,使坡面位移得到控制。

4 結論

依托實際工程案例,通過現場原位直剪試驗獲取了名山組粉砂質泥巖的強度參數,并分析了其破壞特征及強度特征;然后,通過有限元數值模擬研究了考慮卸荷效應的順層邊坡開挖卸荷特征,給出了卸荷松動區的界定,并對邊坡的應力、變形特征進行深入分析。得出如下主要結論。

(1)名山組強風化泥巖具有明顯的應變軟化特征,且巖石自身表征更明顯,剪切面貫通后強度值其結構面強度衰減約20.60%,自身強度衰減約87.10%。巖石自身強度顯著高于結構面,且強度曲線特征受上覆荷載影響較小。

(2)將順層邊坡坡腳開挖后拉應力作用下的塑性區界定為卸荷松動區,可得基覆界面、風化界面和巖層層面是坡腳開挖后的卸荷松動易發位置,卸荷深度與切層厚度近似呈線性正相關關系,建立了相應的擬合關系式。

(3)“邊開挖邊支護”條件下,順層邊坡的水平位移具有明顯的空間效應,開挖卸荷后坡底及坡面均出現較大回彈變形,且坡面位移最大值主要集中在該開挖級的中下部;結構面水平位移等值線走向與結構面方向基本一致,表明邊坡主要表現為沿中下方結構面發生錯動。采用錨拉樁支護時,樁前土體開挖對邊坡整體位移有較大影響,施工作業時建議及時張拉錨索,加密監測頻率。

(4)順層邊坡開挖完成后,最大主應力呈條帶狀分布,且越靠近地表及臨空面應力值越高;最小主應力在臨空面附近由壓應力逐漸轉變為拉應力,方向近似于垂直臨空面,為巖體發生卸荷劣化的主要控制應力。