鄭志勇，余海兵，徐海清,3

(1.中國地質(zhì)大學(xué)(武漢) 工程學(xué)院，武漢　430074；2.中交第二公路勘察設(shè)計研究院有限公司 二分院　430050；3.武漢地鐵集團(tuán)有限公司 總工辦，武漢　430030)

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軟硬巖互層邊坡的破壞模式及穩(wěn)定性研究

鄭志勇1,2，余海兵1，徐海清1,3

(1.中國地質(zhì)大學(xué)(武漢) 工程學(xué)院，武漢430074；2.中交第二公路勘察設(shè)計研究院有限公司 二分院430050；3.武漢地鐵集團(tuán)有限公司 總工辦，武漢430030)

采用FLAC3D強(qiáng)度折減法研究軟硬巖互層邊坡在不同巖層厚度組合h、不同巖層傾角下邊坡的破壞模式和穩(wěn)定性系數(shù)k。結(jié)果表明h對邊坡的破壞模式影響較小，θ對邊坡的破壞模式影響明顯:①水平層狀邊坡破壞模式為滑移—壓致拉裂；隨著θ的增大，順傾向邊坡破壞模式為滑移—拉裂、順層滑移、滑移—潰曲、彎折—潰曲；直立邊坡為彎折—崩塌破壞模式；反傾向邊坡為滑移—潰曲和彎折—傾倒破壞模式。②緩傾向順層邊坡中，h的變化對邊坡k影響很小，k由靠近坡腳處的軟巖決定;其余層狀邊坡中，當(dāng)軟巖厚度不變時，k隨著硬巖厚度的增大而增大，當(dāng)硬巖厚度不變時，k隨著軟巖厚度的增大而減小。③隨著θ的增大，順傾向邊坡中，k曲線呈現(xiàn)出先減后增的形狀；反傾向邊坡中，k曲線呈現(xiàn)出先增大后減小再增大的形狀；軟硬巖互層邊坡總體穩(wěn)定性趨勢為，近直立層狀邊坡>陡傾向順層邊坡>反傾層狀邊坡>近水平層狀邊坡>緩傾向順層邊坡。

層狀邊坡；軟硬巖互層邊坡；破壞模式；穩(wěn)定性；強(qiáng)度折減法

1　研究背景

在自然界中，層狀沉積巖非常普遍，約占大陸陸地面積的70%，并且自然界中大多數(shù)層狀邊坡由軟弱互層地層組成，其穩(wěn)定性是制約工程建設(shè)的重要問題。如：三峽庫區(qū)岸坡大量的順層高邊坡、錦屏一級水電站右岸肩槽的反傾層狀高邊坡、杭千高速公路建德段項目，在30km有余范圍內(nèi)共有39個順層巖質(zhì)滑坡；滬蓉高速公路存在著許多軟硬巖互層路塹邊坡。因此，研究軟硬巖互層邊坡的破壞模式和穩(wěn)定性情況，對于邊坡的穩(wěn)定性評價和支護(hù)設(shè)計具有重要的現(xiàn)實意義。張倬元等[1]提出了6種斜坡變形破壞模式。程謙恭等[2]應(yīng)用塑性極限分析方法，建立滑坡穩(wěn)定性的判據(jù)。一些學(xué)者從模型試驗的角度，根據(jù)相似理論建立出力學(xué)模式，對層狀巖體的破壞特征進(jìn)行了研究[3-5]。林杭等[6]基于FLAC3D數(shù)值模擬軟件運用強(qiáng)度折減法研究層狀邊坡在不同巖層傾角對應(yīng)下邊坡的破壞模式和穩(wěn)定性情況；蔡躍等[7]基于UDEC數(shù)值模擬軟件，對反傾層狀巖質(zhì)邊坡在各種因素的影響下的穩(wěn)定性進(jìn)行了分析。

本文嘗試用FLAC3D強(qiáng)度折減法模擬分析軟硬巖互層邊坡(不同的巖層傾角、不同的軟硬巖厚度組合)的破壞模式和穩(wěn)定性情況。

2　強(qiáng)度折減法介紹

相比于極限平衡法，強(qiáng)度折減法具有不需事先假定滑動面，也能進(jìn)行邊坡應(yīng)力—應(yīng)變的分析等優(yōu)點。該法始于20世紀(jì)70年代末，由英國科學(xué)家Zienkiewicz首先提出，國內(nèi)學(xué)者中鄭穎人等[8-10]、趙尚毅等[11-12]在強(qiáng)度折減法的判據(jù)和計算精度方面進(jìn)行了大量研究，提高了該法的計算精度，并推廣了該法的應(yīng)用范圍。其計算原理是將折減前的巖土體抗剪強(qiáng)度參數(shù)同時除以折減系數(shù)K，通過逐漸增大K，反復(fù)計算，直至邊坡臨界破壞，此時的折減系數(shù)即為穩(wěn)定性系數(shù)。

強(qiáng)度折減法穩(wěn)定性系數(shù)可表示為

式中：黏聚力c和內(nèi)摩擦角φ為折減前的巖土體抗剪強(qiáng)度參數(shù)；c′，φ′為折減后的抗剪強(qiáng)度參數(shù)；k為折減后邊坡處于臨界狀態(tài)的穩(wěn)定性系數(shù)。

強(qiáng)度折減法的失穩(wěn)判別標(biāo)準(zhǔn)目前主要有：數(shù)值計算的不收斂、塑性區(qū)的貫通、某特征部位位移的突變。裴利劍等[13]認(rèn)為這3種判據(jù)具有內(nèi)在統(tǒng)一性和一致性，其中以數(shù)值計算不收斂作為判別條件最為方便，也最為可靠；邊坡的破壞模式通過臨界狀態(tài)下邊坡的水平位移云圖和速度矢量圖2個指標(biāo)進(jìn)行綜合判斷。

3　FlAC3D數(shù)值模擬分析

3.1計算模型與參數(shù)

單位：m圖1　計算模型Fig.1　Calculation model

數(shù)值模型中，硬巖和軟巖均采用實體單元模擬，均按連續(xù)介質(zhì)考慮，邊坡角度為α=60°，巖層傾角θ為0°～90°，硬巖厚度h1范圍為2～8m，軟巖厚度h2為1～4m，計算模型的左邊界到坡腳的距離為坡高的1.5倍，右邊界至坡頂?shù)木嚯x為坡高的2.5倍，網(wǎng)格的尺寸滿足計算精度要求；選用Mohr-Coulomb屈服準(zhǔn)則；研究硬巖和軟巖不同厚度組合、不同巖層傾角下邊坡的破壞模式和穩(wěn)定性情況。計算模型見圖1，巖體力學(xué)參數(shù)見表1。

表1　物理力學(xué)參數(shù)Table 1　Physico-mechanical parameters of rock mass

3.2計算結(jié)果分析

3.2.1水平層狀軟硬巖互層邊坡分析

3.2.1.1破壞模式分析

如圖2所示(黑色箭頭為速度矢量圖)，上部巖體在重力作用下向下產(chǎn)生滑移?？拷履_部位巖體在重力分力的作用下沿坡腳剪出破壞，硬巖和軟巖的厚度變化對邊坡的破壞模式?jīng)]有影響(本文以h=8∶2為例進(jìn)行說明)，均屬于滑移—壓致拉裂破壞模式。

圖2　水平層狀軟硬巖互層邊坡破壞模式Fig.2　Failure mode of horizontally interbedded soft andhard rock slope

3.2.1.2穩(wěn)定性分析

由表2可知，①由硬巖和軟巖的組合：2∶2，4∶2，8∶2對應(yīng)的穩(wěn)定性系數(shù)可得，當(dāng)軟巖厚度h2=2m不變時，穩(wěn)定性系數(shù)隨著硬巖厚度h1的增大而增大；②由硬巖和軟巖組合的厚度比：4∶1，4∶2，4∶4對應(yīng)的穩(wěn)定性系數(shù)可得，當(dāng)硬巖厚度h1=4m不變時，穩(wěn)定性系數(shù)隨著軟巖厚度h2的增大而減?。虎塾捎矌r和軟巖組合的厚度比：2∶2，4∶4，4∶1，8∶2對應(yīng)的穩(wěn)定性系數(shù)可知，當(dāng)硬巖和軟巖的比例相等時，穩(wěn)定性系數(shù)的變化很小，因此對于硬巖和軟巖互層的邊坡可以在坡面附近按實際比例建模，其它部位可以通過適當(dāng)?shù)谋壤呕嬎恪?/p>

表2　水平層狀不同巖層厚度邊坡的穩(wěn)定性系數(shù)Table 2　Relationship between thickness of rock layers andstability coefficient of horizontally interbedded slope

3.2.2順傾向軟硬巖互層邊坡分析

3.2.2.1破壞模式分析

順傾向軟硬巖互層邊坡破壞模式見圖3。

(a)θ=10°　　　　　　　　(b)θ=20°

(c)θ=30°　　　　　　　　(d)θ=40°

(e)θ=50°　　　　　　　　(f)θ=60°

(g)θ=70°　　　　　　　　(h)θ=80°圖3　順傾向軟硬巖互層邊坡破壞模式Fig.3　Failure modes of consequent soft and hard rockslope of different dip angles

由圖3可知，巖層傾角對邊坡的破壞模式有很大影響：①當(dāng)巖層傾角很小時，θ=10°(θ<φ<α)，由于邊界條件的限制，邊坡沿軟巖層面向臨空面方向蠕滑，并使滑移體拉裂解體，破壞模式為滑移—拉裂。②當(dāng)巖層傾角緩傾時，θ∈[20°，50°](φ<θ<α)，靠近坡腳的軟巖及上覆巖體發(fā)生整體滑移破壞，破壞模式為順層滑移。③當(dāng)巖層傾角等于或稍大于邊坡角時，θ∈[60°，70°]，由于層面不具備臨空條件，在重力作用下，巖層發(fā)生蠕變，上部巖體沿軟巖向下滑移，下部巖體因此而產(chǎn)生向坡外的彎曲隆起變形，邊坡的破壞從潰曲部位由外向內(nèi)逐層推進(jìn)，直至上部滑移巖體失去下部巖體的支撐而整體下滑，破壞模式為滑移—潰曲。④當(dāng)巖層陡傾時，θ=80°(θ>α)，巖體和軟弱層將會發(fā)生彎折變形，屬于滑移—彎曲破壞模式。

3.2.2.2穩(wěn)定性分析

(1)巖層傾角影響分析：硬巖和軟巖不同組合下邊坡的穩(wěn)定性系數(shù)形狀類似(見圖4)，穩(wěn)定性系數(shù)隨著巖層傾角的增大，曲線呈現(xiàn)出先減后增的形狀，即當(dāng)坡角一定時，邊坡存在一個最不利巖層傾角，θ=40°對應(yīng)的穩(wěn)定性系數(shù)最小。

(2)硬巖和軟巖不同厚度組合影響分析：①當(dāng)θ=10°時，硬巖和軟巖的組合對邊坡穩(wěn)定性的影響規(guī)律和水平層狀邊坡相同；②當(dāng)θ∈[20°，50°]時，硬巖和軟巖的不同組合對邊坡穩(wěn)定性系數(shù)幾乎無影響，穩(wěn)定性系數(shù)曲線基本重合，其穩(wěn)定性系數(shù)由靠近坡腳處的軟弱結(jié)構(gòu)面決定，因此對于此類邊坡可以用概化模型計算；③當(dāng)θ∈ [60°，80°]時，巖層厚度的變化對邊坡的穩(wěn)定性系數(shù)的影響比較敏感，對于這種軟硬互層類型的邊坡，可以在靠近邊坡坡面附近的部位按實際比例進(jìn)行建模計算。

圖4　順傾向巖層傾角與邊坡穩(wěn)定性系數(shù)關(guān)系Fig.4　Relationship between dip angle and stabilitycoefficient of consequent slope

3.2.3直立層狀軟硬巖互層邊坡分析

3.2.3.1破壞模式分析

見圖5，上部巖層在重力分力作用下軟巖向坡外彎曲變形，巖體在裂隙面上的剪應(yīng)變累積起來從而導(dǎo)致板間拉裂，層間將有局部的陷落帶出現(xiàn)，愈靠近坡頂位置，這種現(xiàn)象愈加明顯，并逐漸塌落。硬巖和軟硬的不同厚度組合對邊坡的破壞模式影響較小，破壞模式為彎折—崩塌。

3.2.3.2穩(wěn)定性分析

直立層狀軟硬巖互層邊坡中硬巖和軟巖不同組合對邊坡穩(wěn)定性系數(shù)的影響規(guī)律與水平層狀軟硬巖互層邊坡大致相同。穩(wěn)定性系數(shù)見表3。

圖5　直立邊坡軟硬巖互層破壞模式Fig.5　Failure mode of vertically interbedded soft andhard rock slope表3　直立層狀不同巖層厚度邊坡的穩(wěn)定性系數(shù)Table 3　Relationship between thickness of rock layers andstability coefficient of vertically interbedded slope

硬巖和軟巖厚度比h1∶h2穩(wěn)定性系數(shù)k2∶22.024∶22.384∶41.91硬巖和軟巖厚度比h1∶h2穩(wěn)定性系數(shù)k4∶12.838∶22.83

3.2.4反傾向軟硬巖互層邊坡分析

3.2.4.1破壞模式分析

反傾向軟硬巖互層邊坡破壞模式見圖6。

(a)θ=10°　　　　　　　　　　(b)θ=20°

(c)θ=30°　　　　　　　　　　(d)θ=40°

(e)θ=50°　　　　　　　　　　　(f)θ=60°

(g)θ=70°　　　　　　　　　　　(h)θ=80°圖6　反傾向軟硬巖互層邊坡破壞模式Fig.6　Failure modes of anti-dip rock slope of differentdip angles

由圖6可知：當(dāng)軟巖傾角較小時，即θ∈[10°，30°]，巖體的彎折與潰曲變形程度均較弱，邊坡沿坡腳底層臺階面滑出，θ越緩，位于坡腳地層坡面的剪出口位置相對越遠(yuǎn)。剪出口位置由靠近坡腳處的結(jié)構(gòu)面所控制，并在該部位產(chǎn)生隆起，其破壞模式為滑移—潰曲。隨著巖層傾角的增大，即θ∈[40°，80°]時，坡前緣沿軟巖的剪切破壞趨勢增強(qiáng)，板狀巖體彎折變形程度逐漸增大，層狀巖體產(chǎn)生向坡外的彎折變形，當(dāng)剪應(yīng)力大于巖體的抗拉和抗折強(qiáng)度時將發(fā)生折斷，此類邊坡屬于彎折—潰曲破壞模式。

3.2.4.2穩(wěn)定性分析

由圖7可知:①對于反傾向?qū)訝钸吰?，硬巖和軟巖不同組合下穩(wěn)定性系數(shù)的形狀類似，隨著巖層傾角的增大，邊坡的穩(wěn)定性系數(shù)曲線呈現(xiàn)出先增后減再增的形狀，即邊坡存在一個最不利巖層傾角，根據(jù)軟硬巖不同h對應(yīng)下的穩(wěn)定性系數(shù)，這個最不利θ∈[60°，70°]，對應(yīng)的對邊穩(wěn)定性最差。②當(dāng)硬巖和軟巖比例為2∶2和4∶4時，對應(yīng)的邊坡的穩(wěn)定性系數(shù)變化很?。划?dāng)硬巖和軟巖比例為4∶1和8∶2時，θ∈[10°，30°]時穩(wěn)定性系數(shù)變化很小;θ∈[40°，80°]時穩(wěn)定性系數(shù)變化較大，因此對于反傾邊坡，坡面附近的軟硬巖(特別是層面傾角較陡的)應(yīng)按實際比例建模計算。

圖7　反傾角巖層傾角與邊坡穩(wěn)定性系數(shù)關(guān)系Fig.7　Relationship between dip angle and stabilitycoefficient of anti-dip slope

綜合圖4和圖7可得邊坡穩(wěn)定性總體趨勢表現(xiàn)為：近直立層狀邊坡>陡傾向順層邊坡(θ>α)>反傾層狀邊坡>近水平層狀邊坡>緩傾向順層邊坡(φ<θ<α)。

4　結(jié)　論

(1)巖層傾角對軟硬巖互層邊坡的破壞模式影響較大，近水平層狀邊坡，其破壞模式為滑移—壓致拉裂；順傾向邊坡，即θ∈[10°，80°]，隨著θ的增大，破壞模式為：滑移—拉裂、順層滑移、滑移—潰曲、彎折—潰曲；直立軟硬巖互層邊坡破壞模式為“彎折—崩塌”；反傾向邊坡，當(dāng)θ∈[10°，80°]時，其破壞模式為：滑移—潰曲和彎曲—傾倒。

(2)硬巖和軟巖不同組合對邊坡穩(wěn)定性系數(shù)影響表現(xiàn)為：緩傾順層坡，即θ∈[20°，50°]時，軟巖或硬巖不同比例組合對邊坡的穩(wěn)定性影響很小，其穩(wěn)定性系數(shù)由靠近坡腳處的軟巖決定，對于此類邊坡最危險滑面之上的坡體可以概化為一個整體計算。其余層狀邊坡，當(dāng)軟巖厚度不變時，邊坡的穩(wěn)定性系數(shù)隨著硬巖厚度的增大而增大，當(dāng)硬巖厚度不變時，邊坡的穩(wěn)定性系數(shù)隨著軟巖厚度的增大而減??；對于層狀邊坡為了得到相對準(zhǔn)確的穩(wěn)定性系數(shù)靠近邊坡面附近的巖層厚度應(yīng)按實際比例建模，其它部位可以根據(jù)合適的比例概化進(jìn)行計算。

(3)巖層傾角對邊坡的穩(wěn)定性影響表現(xiàn)為：①順層邊坡，穩(wěn)定性系數(shù)曲線呈現(xiàn)出先減后增的形狀，即存在一個最不利巖層傾角，θ=40°時邊坡安全系數(shù)最??；②對于反傾邊坡，穩(wěn)定性系數(shù)曲線呈現(xiàn)出先增大后減小再增大的形狀，即存在一個最危險巖層傾角，根據(jù)軟硬巖不同h對應(yīng)下的穩(wěn)定性系數(shù)，這個最不利θ∈[60°，70°]；③對于軟硬巖互層邊坡，其穩(wěn)定性總體趨勢表現(xiàn)為：近直立層狀邊坡>陡傾順層邊坡(θ>α)>反傾層狀邊坡>近水平層狀邊坡>緩傾順層邊坡(φ<θ<α)。

[1]張倬元,王士天,王蘭生.工程地質(zhì)分析原理[M].北京:地質(zhì)出版社,1994.

[2]程謙恭,張倬元,黃潤秋.側(cè)翼與滑床復(fù)合鎖固切向?qū)訝顜r質(zhì)滑坡動力學(xué)機(jī)理與穩(wěn)定性判據(jù)[J]. 巖石力學(xué)與工程學(xué)報,2004,23(1):1874-1882.

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(編輯：劉運飛)

Numerical Analysis of Failure Modes and Stability of Soft and Hard RockInterbedded Slope

ZHENG Zhi-yong1,2, YU Hai-bing1, XU Hai-qing1,3

(1.FacultyofEngineering，ChinaUniversityofGeosciences，Wuhan430074，China;2.TheSecondBranch,CCCCSecondHighwayConsultantCo.Ltd.,Wuhan430050，China;3.ChiefEngineerOffice,WuhanMetroGroupCo.Ltd.,Wuhan430030，China)

Thefailuremodesofsoftandhardrockinter-beddedslopeweresimulatedbyFLAC3D,andthestabilitycoefficientkinthepresenceofdifferentdipanglesθandrockthicknesseshwasanalyzedbyusingstrengthreductionmethod.Resultsshowthathhassmallinfluenceonslopefailuremode,whileθhasobviouseffectonthefailuremode.Forhorizontallylayeredslope,thefailuremodeisslipping-ripping;whereasforconsequentslope,withtheincreaseofθ,thefailuremodeexperiencesaprogressofsliding-ripping,sliding,sliding-buckling,andbending-buckling;whileforverticallylayeredslope,thefailuremodeisbending-slump;andforanti-diprockslope,thefailuremodesaresliding-bucklingandbending-toppling.Moreover,forgentlebeddingrockslope,thethicknessoftherockhaslittleimpactonthestabilitycoefficientk,whichisdeterminedbythesoftrockneartheslopetoe.Asfortheothertypesoflayeredslope,whenthethicknessofsoftrockisconstant,thestabilitycoefficientincreaseswiththeincreaseofhardrockthickness,whilewhenhardrockthicknessisconstant,thestabilitycoefficientdecreaseswiththeincreaseofsoftrockthickness.Withtheincreaseofθ,thekvalueofconsequentslopefirstdecreasesandthenincreases,whilethekvalueofanti-diprockslopeincreasesandthendecreasesandfinallyincreases.Theoverallstabilityofsoftandhardrockslopefollowstheorderofverticallayeredslope>steepbeddingrockslope>anti-dipslope>horizontallayeredslope>gentlebeddingrockslope.

layeredslope；inter-beddingsofsoftandhardrock；failuremode；stability；strengthreductionmethod

2015-08-10;

2015-09-03

鄭志勇(1977-)，男，江西會昌人，高級工程師，碩士，主要從事公路邊坡穩(wěn)定性分析及巖土工程數(shù)值模擬等方面的研究工作，(電話)13971503087(電子信箱)624482980@qq.com。

余海兵(1987-)，男，湖北咸寧人，助理工程師，碩士，主要從事邊坡穩(wěn)定性分析及巖土工程數(shù)值模擬等方面的研究，(電話)18071715799(電子信箱)haibyu@163.com。

10.11988/ckyyb.20150661

2016,33(09):102-106

P642

A

1001-5485(2016)09-0102-05