馬 昊 黃 達②③ 石 林

(①重慶大學土木工程學院， 重慶 400044， 中國)(②河北工業(yè)大學土木交通學院， 天津 300401， 中國)(③長安大學地質工程與測繪學院， 西安 710054， 中國)(④中鐵第四勘察設計院集團有限公司， 武漢 430063， 中國)

0 引 言

反傾邊坡的巖層傾向與邊坡坡向相反，早期工程地質工作者通常認為其較順向邊坡穩(wěn)定，不易形成貫通滑動面(張倬元等， 1994)。然而根據對中國近100例斜坡變形破壞現象的統(tǒng)計，發(fā)生在反傾向斜坡中的滑坡或斜坡變形占比達到了33%(Huang et al.， 2011)，其出現的頻度和造成的危害大有比肩“滑動”破壞這一傳統(tǒng)邊坡失穩(wěn)主題的趨勢(黃潤秋等， 2017)。近年來西南地區(qū)許多大型水電工程的開發(fā)建設都遇到了反傾邊坡傾倒變形的影響，如瀾滄江小灣水電站飲水溝邊坡(楊根蘭等， 2006)、雅礱江錦屏水電站兩岸邊坡傾倒(鄒麗芳等， 2009)、瀾滄江古水水電站爭崗滑坡(周家文等， 2009； 趙永輝， 2016)、瀾滄江苗尾水電站壩址區(qū)傾倒變形體(賀宇航， 2015)、獅子坪水電站二古溪傾倒變形體(林華章， 2015)、黃河拉西瓦水電站近壩右岸邊坡(Lin et al.，2016)等，傾倒變形的發(fā)育深度甚至達到200～300m(黃潤秋， 2007)。庫區(qū)反傾邊坡受庫水波動、侵蝕作用的影響，其破壞機理更加復雜。2008年，三峽庫區(qū)巫峽龔家坊2#斜坡就曾發(fā)生體積約38×104m3的大型崩滑災害(殷坤龍等， 2014)； Huang et al.(2017)通過數值模擬得出庫水侵蝕沖刷是龔家坊2#斜坡變形失穩(wěn)的主因之一。

反傾邊坡大多具有層狀結構，而層狀巖體的巖層斷裂距離S(Spacing)與厚度T(Thickness)之間的關系可以反映巖體節(jié)理裂隙的發(fā)育程度。Hobbs(1967)根據Cox(1952)的應力傳遞模型提出了斷距與層厚之間存在線性關系； Bai et al.(2000)對斷距與層厚比(S/T)進行了較為全面的總結，給出了斷距與層厚比(S/T)與巖層彈性模量和泊松比之間的臨界關系，證明了斷距與層厚比(S/T)不僅與本層巖體有關，還受相鄰巖層巖性的影響。因此，對于軟硬互層巖體，軟巖層的分布與厚度對硬巖的斷距有明顯影響。然而目前，還鮮有針對斷距與層厚關系對反傾邊坡影響規(guī)律的研究。

無人機傾斜攝影是一種新興的測繪技術，近年來已成功地應用到工程地質調查領域，其安全性高、操作便捷，而且可以獲得人員無法到達處的巖體信息。王明等(2019)基于無人機航攝建立了復雜地形下高陡/直立邊坡的三維數值模型； 王瑞琪等(2019)結合衛(wèi)星遙感、高精度無人機航拍等對崩塌、滑坡進行識別，并研究了其主控因素； 張愷等(2019)則針對露天礦山邊坡，研究了無人機傾斜攝影在巖體結構編錄中的應用。將無人機航拍應用到巖層斷距-層厚的調查中，必然可以顯著地增加樣本數量，并減輕工作量。

本文以巫峽獨龍段的反傾邊坡為依托，通過現場調查，獲得邊坡坡體結構與變形特征基礎資料； 通過無人機傾斜攝影建立反傾邊坡三維模型，進而通過提取影像數據，并結合少量現場實測，獲得了獨龍段反傾邊坡的巖層厚度、斷距等的統(tǒng)計規(guī)律； 通過監(jiān)測資料的分析，明確了獨龍7#邊坡(D7)的整體失穩(wěn)風險； 而后以巖層斷距-層厚統(tǒng)計規(guī)律為依據，編程生成具有真實分布規(guī)律的隨機結構面，對D7邊坡的“S”型變形破壞進行了離散元數值模擬。研究成果對于反傾邊坡的穩(wěn)定性分析與災害防治具有一定的理論和實踐指導意義。

1 工程背景

1.1 研究區(qū)工程地質條件

研究區(qū)位于重慶市巫山縣巫峽鎮(zhèn)巫峽口，距三峽大壩約124.3km。地處長江左岸，屬侵蝕中低山河谷地貌，山勢呈NEE展布(圖1)，山脊自西向東依次經過長江大橋、大石坡、陰坡及棺材蓋一帶，高程從730m過渡至1211.5m，寬5～10m。調查區(qū)位于山脊南側700m高程以下，其中高程500m以下坡角35°～55°，高程500～700m斜坡變陡，坡頂形成坡角62°～74°的陡崖。

圖1 獨龍段邊坡工程地質平面圖Fig.1 Engineering geological map of Dulong slopes

區(qū)內邊坡可分為北區(qū)(崩塌區(qū))和南區(qū)(滑移危險區(qū))(圖1)。D1～D7邊坡位于南區(qū)，坡高400～600m，為臨江庫岸邊坡，巖性以三疊系下統(tǒng)嘉陵江組(T1j)和大冶組(T1d)薄層狀灰?guī)r、泥灰?guī)r夾頁巖及頁巖為主，坡腳位于庫水位以下，為邊坡軟弱基座，受庫水侵蝕作用顯著，存在較多崩坡積體、沖洪積層，坡面巖體破碎，呈碎裂狀。

構造上，研究區(qū)位于大巴山弧形褶皺帶與新華夏系交接復合部位，發(fā)育橫石溪背斜與巫山復向斜，構造線與長江河谷斜交(殷坤龍等， 2014)。獨龍段斜坡位于橫石溪背斜北西翼軸部附近，巖層呈單斜產出，正常產狀320°～350°∠55°～62°。

獨龍段邊坡巖層傾角均大于45°，傾向與斜坡坡向間夾角除D9外均處于[150°， 180°]區(qū)間內，根據劉漢超等(1993)以巖層傾角(α)、巖層傾向與斜坡坡向之間夾角(β)為依據的斜坡結構分類標準，屬陡傾內逆層狀斜坡(表1)。該段邊坡主要發(fā)育3組結構面：(1)層面C，產狀集中在330°～340°∠48°～64°； (2)巖層間外傾縱張裂隙J2，產狀140°～180°∠50°～65°； (3)近垂直于坡面的縱向節(jié)理J3，產狀60°～95°∠65°～80°，3組結構面將巖層切割成塊體，是導致巖層傾倒變形的重要因素。

表1 獨龍段各邊坡坡體結構特征Table1 Structural characteristics of Dulong slopes

該區(qū)為濱海-潟湖-淺海相碳酸鹽巖地層，從二疊系下統(tǒng)梁山組(P1l)～三疊系下統(tǒng)嘉陵江組(T1j)均有出露。溶蝕裂隙水發(fā)育，為主要含水層； 地表為第四紀崩坡積層，富含松散巖土型孔隙水。

巫山地區(qū)年平均降雨量1087.4mm，降雨集中在5～9月份，占年降雨量的68.8%，集中降雨常誘發(fā)崩滑流地質災害； 長江呈東西向流經該區(qū)，最高蓄水位約175m，且?guī)焖幻磕瓿手芷谛陨担?5～9月水位處于低值， 11～3月處于高值。此外，三峽庫區(qū)水位常年周期性升降，每年8月，庫水位降至145m， 12月又回升至175m。這種往復性冬季浸水而夏季暴曬使得巖體在干濕循環(huán)的作用下產生強度劣化，不利于邊坡穩(wěn)定(傅晏等， 2009)。

1.2 獨龍7#(D7)邊坡變形特征

1.2.1 邊坡破壞模式調查

D7邊坡(圖2a)自下而上依次為大冶組二段(T1d2)灰、淺灰色中厚層夾薄層泥質灰?guī)r，大冶組三段(T1d3)灰色厚層灰?guī)r，中部夾一段厚層硬質灰?guī)r。主控結構面J2：165°∠45°，傾向與坡向小角度相交，張開度2～12cm，延伸3～12m，間距0.6～1.2m，在中厚層灰?guī)r中大量發(fā)育。

圖2 D7邊坡剖面圖與典型變形照片Fig.2 Profile and typical deformation of D7 slopea.D7邊坡剖面圖； b.D7邊坡消落帶變形航拍圖

獨龍段邊坡消落帶內普遍存在局部彎曲-傾倒破壞、塊體傾倒破壞、層間剪切破壞及局部柔性彎曲破壞。此外，據現場調查，D7邊坡已出現較大規(guī)模的整體性變形(圖2b)，邊坡中部巖層傾向多次反轉，形成整體形如英文字母“S”的柔性彎曲變形，本文稱之 S 型變形。該邊坡中部為巖性較硬的中厚灰?guī)r層，其上下均為層厚10～30cm的薄層狀軟硬互層泥質灰?guī)r。在“S”形硬巖層的兩個反彎點處可見較明顯的剪切錯動，由“S”狀巖層傾向轉折點延伸出來的兩條錯動帶為潛在的整體破壞面，邊坡整體為柔性彎曲-滑移型破壞。

1.2.2 地表位移監(jiān)測

長期位移監(jiān)測為判斷D7邊坡的變形狀態(tài)提供了依據。監(jiān)測點布置如圖1所示，通過GPS監(jiān)測邊坡在指定坐標系下的絕對位移，獲得監(jiān)測點的位移大小和方位角。根據位移矢量的指向(圖1)可知，獨龍段邊坡變形活躍區(qū)集中在坡腳庫水消落帶附近，高程150～240m之間。該處位移矢量方向均近似垂直于坡面指向坡前，且位移量大，充分說明坡腳變形強烈，易首先發(fā)生局部破壞。

圖3給出了從2009年12月至2015年4月之間D7邊坡監(jiān)測點JC30～JC33的位移時程曲線。各監(jiān)測點的水平位移值自2009年12月～2015年4月期間均保持波動上升狀態(tài)，位移值從15mm逐漸增大至60mm。可見D7邊坡整體持續(xù)向坡前緩慢變形，存在整體性破壞隱患。

圖3 D7邊坡GPS監(jiān)測點水平位移曲線Fig.3 Horizontal displacement curves of GPS monitoring points at D7slope

此外，D7邊坡自2011年6月以來位移增幅明顯增大，且在2012年6～8月以及2014年6月～2015年3月兩個時間段階躍明顯，符合庫水位較低時位移較大的規(guī)律。邊坡前部監(jiān)測點JC30與JC31的位移值(約60mm)在監(jiān)測后期的增長遠大于同期邊坡后部的監(jiān)測點JC32與JC33(最大約40mm)，由此不難推斷，庫水的周期性升降作用削弱了邊坡下部軟硬互層巖體的強度，引起前緣坡體率先變形，繼而沿坡體繼續(xù)發(fā)展，最終極有可能導致邊坡的整體失穩(wěn)(石林， 2018)。

2 巖層斷距-層厚特征統(tǒng)計

巖體由結構面和結構體組成，結構面通?？刂浦鴰r體的穩(wěn)定性，可根據發(fā)育規(guī)模劃分為5級(谷德振， 1979)。獨龍段邊坡區(qū)域性I、Ⅱ級結構面不發(fā)育，但由于大量Ⅲ、Ⅳ級結構面的存在，邊坡巖體被切割成彼此相對獨立的塊體，極大的影響巖石的完整性和力學性質。Ⅲ、Ⅳ級結構面通常隨機產出，本文通過野外露頭實測、槽探、無人機傾斜攝影等方法對巖體斷距、層厚等信息進行大量量測，為數值建模提供依據。

2.1 巖體結構無人機測量方法

獨龍段邊坡高陡，僅水路可達，常規(guī)地質測繪工作難度大，危險性高。本文結合無人機傾斜攝影與遙感定位技術對獨龍邊坡進行高分辨率三維成像，建立邊坡三維數字模型，通過圖像處理技術后處理識別獲取巖體層厚、斷距及裂隙產狀、長度、張開度等巖體結構信息。該方法可大范圍快速采集圖像，精度可靠，主要步驟包括：(1)三維模型建立； (2)巖體結構數據提取。

2.1.1 邊坡三維模型建立

采用無人機傾斜攝影調查邊坡結構面特征主要包含調查區(qū)資料收集、飛行前期準備、野外航拍數據獲取和室內航拍數據處理等步驟(張愷等， 2019)。資料收集主要對調查區(qū)地形地貌、地質條件等形成初步認識，方便規(guī)劃飛行航線； 飛行前期準備包含現場踏勘、航向規(guī)劃、控制點布置等； 航拍數據獲取則為航拍飛行的實施階段； 室內數據處理階段則要對航片進行三維重構，形成三維點云，并最終獲得具有真實坐標信息的實景三維模型，具體流程如圖4所示。

圖4 基于無人機攝影的邊坡三維重建流程圖Fig.4 Flow chart of slope 3D reconstruction based on UAV photography

本文研究利用Acute 3D 公司的Smart 3D Capture軟件對無人機航拍影像進行處理，以生成邊坡三維模型。該軟件是在Smart 3D技術基礎上發(fā)展出來的新型軟件，能夠基于常規(guī)照片和少量的地面控制點，快速構建高分辨率真三維模型，而無需人工干預。其基本原理為：分析不同角度拍攝的靜態(tài)圖片，自動檢測像素對應于一個物理點，從眾多這樣的對應關系中，精確推斷照片的相對方位和場景的三維形貌。

2.1.2 巖體結構數據提取

利用航拍獲得的三維實景模型，可提取眾多巖體結構信息，如巖層厚度與斷距，結構面長度、張開度、密度等，還可提取結構面上多個非共線點的三維坐標，通過三點法(張愷等， 2019)解算結構面產狀等，極大地提高了工程地質調查工作的效率。

本文著重于研究巖層斷距與層厚的關系對邊坡變形的影響，因此重點統(tǒng)計調查區(qū)邊坡巖體的斷距與層厚信息。利用Acute 3D Viewer軟件可交互式獲取三維模型中的巖體結構信息，簡捷高效。該軟件通過Measure命令獲得點要素的經度(L)、緯度(B)、高程(H)等三維位置數據(基于WGS-84坐標系)； 可通過線測量獲得兩點間距離與高差； 也可通過面測量獲得某面的面積。如圖5所示，通過線測量，在巖層兩端確定兩點，即可直接讀出巖層的真實厚度或巖塊斷距。為盡量減小偶然誤差，每個統(tǒng)計樣本點處的數據測量3次取平均值。最終共采集約700個巖層斷距與層厚數據。

圖5 通過無人機影像提取巖層厚度Fig.5 Extracting rock thickness from UAV image

2.2 巖體斷距-層厚特征統(tǒng)計

2.2.1 層厚分布特征

獨龍段邊坡以互層狀結構為主，次之為薄層狀互層結構，薄層狀互層結構集中于D3、D4、D7，其軟硬巖厚度均集中于10～30cm范圍內。根據邊坡軟巖層占比及軟巖層厚(圖6)，可將獨龍段邊坡分為2類：(1)以D3、D4、D7為A類邊坡，軟巖層占比較大，約20%，厚度10～20cm，平均約15cm； (2)以D2、D8、D9為B類邊坡，其軟巖占比約10%，層厚5～15cm，平均約10cm。軟巖層占比小的邊坡中的軟巖層厚度也較小。

圖6 各邊坡軟巖占比及軟巖層厚度統(tǒng)計結果圖Fig.6 Statistical results of soft rock ratio and soft rock thickness in each slope

硬巖層厚普遍大于軟巖層厚，A類邊坡硬巖層厚從10～50cm均有分布，各邊坡層厚均值集中在25～30cm區(qū)間，大于40cm的硬巖層數量極少； B類各邊坡硬巖層厚均值分布在20～40cm區(qū)間內，D9邊坡大于40cm的硬巖層較多。

2.2.2 斷距S與層厚T的關系

統(tǒng)計硬巖層的斷距與層厚的相關性(圖7)，可見斷距隨層厚的增大而增大。統(tǒng)計樣本點數據均落在斜“V”字形區(qū)域內，其包絡線的斜率即可視為斷距與層厚比的上、下限。

圖7 斷距-層厚分布散點圖Fig.7 Distributed scatter diagram of broken length vs thicknessa.A類邊坡； b.B類邊坡

軟弱巖層占比較多的A類邊坡的斷距與層厚比(S/T)的限值域較小，落在0.7～2.8之間，數據點分布較集中； 而B類邊坡的斷距與層厚比(S/T)的限值域更大，落在0.5～3.3之間。B類邊坡巖體的長細比變化范圍更大，也即巖塊斷裂的更不均勻。

2.2.3 斷距/層厚(S/T)的分布

進一步統(tǒng)計獨龍段各邊坡的斷距層厚比值(S/T)(圖8)。各邊坡S/T值分布圖均近似呈駝峰型，其中A類邊坡總體S/T值分布在1.2～1.8之間的值占比達69%，并在S/T=1.5時達到峰值； 由圖8b可知，B類邊坡總體S/T值分布在0.6～1.5之間的值占比約66%，并在0.9～1.2時達到峰值。A類邊坡S/T集中值大于B類邊坡。單獨邊坡的S/T分布趨勢與所在類總體基本一致，其中D7邊坡S/T值分布在0.9～1.8區(qū)間內的數據占比達62%。

圖8 各邊坡斷距/層厚(S/T)分布直方圖Fig.8 Distribution histogram of the ratio between fault and thickness in each slope

2.2.4 獨龍段邊坡巖體結構匯總

對獨龍段各邊坡的巖體結構信息進行匯總，并參考宋玉環(huán)等(2011)對軟硬互層巖體的分類標準，先考慮層狀劃分，再按結構面間距和外生改造進行校核，對軟硬互層邊坡巖體結構進行了更深層次劃分(表2)，A類邊坡巖體均為軟巖為主的薄層狀結構，B類邊坡巖體則主要為互層狀結構。

表2 獨龍段各邊坡巖體結構特征Table2 Structural characteristics of rock mass in Dulong slopes

3 邊坡S型傾倒變形機制

3.1 離散元模擬方案

數值模擬采用離散元軟件UDEC6.0，基于斷距-層厚統(tǒng)計關系，研究D7邊坡S型傾倒變形的形成機制?？紤]到庫水的侵蝕與軟化作用，對浸水巖體采取飽和強度參數，并根據調查結果刪除坡腳局部軟巖塊體，以模擬庫水侵蝕和河谷下切的部分影響。庫水位按最低值(145m)考慮。

建模依據D7邊坡地質剖面(圖2a)，并進行適當簡化，模型上部以硬質灰?guī)r代表T1d3巖體，T1d2則簡化為薄層硬質灰?guī)r與軟質泥質灰?guī)r互層，中部包含一段硬質灰?guī)r“巖梁”，最終建立如圖9所示D7邊坡模型； 根據統(tǒng)計得出的巖層斷距與層厚關系，編程生成隨機裂隙，使S/T值位于0.9～1.8區(qū)間內，將巖層切割為小塊體。模型采用變形塊體，塊體間連接遵循莫爾-庫侖彈塑性模型； 模型劃分塊體7986個，單元102 530個，限制側向邊界水平位移與底部邊界豎向位移。模擬時首先使邊坡在自重作用下達到平衡狀態(tài)，之后采用增重法，施加2倍重力加速度，以加速邊坡變形破壞。

圖9 D7邊坡數值模型Fig.9 Numerical model of D7 slope

3.2 參數標定

數值模擬參數的確定需要以真實材料參數為依托，由巖體室內試驗及原位大剪試驗得到的獨龍段邊坡巖體力學參數如表3所示，作為本次模擬的基礎。

表3 巖石物理力學參數Table3 Physical and mechanical parameters of rocks

UDEC中計算參數主要包括接觸面的法向剛度(jkn)﹑切向剛度(jks)﹑黏聚力(jcoh)﹑抗拉強度(jten)和內摩擦角(jfr)等。離散元塊體接觸參數與巖體物理參數具有一定的相關規(guī)律(Kazerani et al.， 2010)。泊松比與接觸面剛度比Ks/Kn有關，彈性模量E隨Ks或Kn的增大而增大，材料黏聚力由接觸面微觀黏聚力jcoh唯一確定，材料抗拉強度則由接觸面微觀抗拉強度jten確定。據此，首先對材料彈性模量按泊松比校核，再確定結構面的切向剛度和法向剛度，最后校核抗拉強度。通過模擬單軸壓縮試驗(圖10a)校核相關參數，通過模擬巴西劈裂試驗(圖10b)校核抗拉強度，最終確定的參數如表4所示。

圖10 參數標定曲線Fig.10 Parameter calibration curves

表4 數值模型細觀參數Table4 Meso parameters of numerical model

3.3 模擬結果分析

圖11為位移記錄點A的位移時程曲線，反映了邊坡的水平和豎向位移從計算初值直至破壞的變化過程。由圖11可見，邊坡的變形具有較明顯的階段性，表現為：(1)緩慢變形階段：0～約40 000步，位移曲線斜率很小，整體緩慢增長，邊坡變形較弱； (2)加速變形階段：約40 000～90 000步，水平和豎向位移曲線斜率均顯著增大，邊坡變形快速發(fā)展； (3)失穩(wěn)破壞階段：約90 000步后，豎向位移曲線發(fā)生明顯的突變，斜率顯著增大，水平位移也出現明顯的上揚，表明邊坡發(fā)生整體性失穩(wěn)。

圖11 A點位移時程曲線Fig.11 Displacement time history curve of point A

選取邊坡變形過程中的幾個較典型時刻，分析各階段邊坡的應力(圖12)與變形(圖13)特征。

圖12 D7邊坡剪應力云圖Fig.12 Shear stress nephogram of D7slopea.計算至38000步； b.計算至46000步； c.計算至76000步； d.計算至100000步

3.3.1 緩慢變形階段

初始階段(38 000步)，剪應力集中帶首先出現在坡腳，并沿與層面法向夾角約8°的方向向坡內延伸(圖12a)，主要分布在下部軟硬互層段巖體的最大彎曲曲率處； 此時坡腳局部巖層受侵蝕掏空和庫水強度劣化的作用首次出現彎曲-塊體傾倒復合變形(圖13a)。隨之，中上部巖體發(fā)生應力與變形響應。彎曲變形形成曲率半徑越大，彎曲程度越不明顯，因此當下部軟巖區(qū)變形發(fā)展至中部硬巖層附近時極易出現與下部變形較大巖體的“脫層”現象，造成局部巖體坍塌。而上部巖體雖出現應力與位移調整，出現微小拉裂隙，并產生沿局部貫通裂隙剪切錯動的跡象，但由于中部硬巖段的支撐，上部未能及時產生彎曲變形。此階段中部硬巖起到“梁”的作用，邊坡整體相對穩(wěn)定。

圖13 D7邊坡變形演化過程Fig.13 Deformation evolution of D7slopea.第38000步； b.第46000步； c.第76000步； d.第100000步

3.3.2 加速變形階段

計算至46 000步時，邊坡已進入變形快速發(fā)展階段，深部剪應力集中區(qū)向中部硬巖發(fā)展，并在硬巖區(qū)形成剪應力集中帶(圖12b)，量值達2.0MPa。此時從下部巖體垮塌區(qū)的上沿延伸出第二級剪切帶，并向坡內延伸，此時中部硬巖繼續(xù)支撐上部巖體，從而在硬巖區(qū)靠坡外側形成第2個剪應力集中區(qū)，并具有向臨空面剪出的趨勢； 對應于變形圖(圖13b)，此時下部巖層彎曲加劇，上部巖層隨之出現明顯的拉裂縫，并已產生較明顯的剪切錯動。

計算至76 000步時，坡內已形成兩條明顯的剪應力集中帶(圖12c)，且硬巖區(qū)剪應力集中明顯。由于下方軟弱巖體的持續(xù)傾倒，硬巖失去支撐，無法進一步承受上部荷載，從而出現剪切變形，此時硬巖的巖梁作用發(fā)揮到極限，并逐漸消散。

由變形圖(圖13c)可見，坡內已形成較明顯的第二級破裂面，巖梁端部出現較明顯的反向拉張裂縫，并且二級破裂面以上巖體發(fā)生反折，使變形巖體整體呈現出S形的彎曲協(xié)調變形，與現場調查相一致。

此階段下部軟弱巖體由于自身彎曲和上部荷載同時作用，在其斷續(xù)裂隙處形成暫態(tài)穩(wěn)定的鎖固區(qū)，是導致巖梁產生“S”形變形的原因之一。鎖固區(qū)的存在使得硬巖層上部出現彎曲，而巖梁端部下部的軟硬巖互層結構變形導致坡表產生塊體坍塌，此處約束的消失促使硬巖層上段出現向下彎曲。此外，兩破裂面間巖體為正常的彎曲式傾倒，由于該區(qū)域巖體質量更大，因而在更大的慣性作用下，向前彎曲，而二級破裂面以上的反折區(qū)巖體質量小，慣性較小，兩者之間的慣性差也促使兩部分巖體產生變形差，反折區(qū)變形滯后于正常傾倒區(qū)。多種因素共同作用，從而最終導致S型反折變形的產生。

3.3.3 失穩(wěn)破壞階段

計算至失穩(wěn)時(100 000)，沿彎曲巖體根部貫通的剪切錯動帶連接上部拉裂縫，剪應力集中帶完全貫通，量值同時增加，是邊坡失穩(wěn)破壞的最大影響面。而靠近臨空面的剪應力集中帶則是另一潛在滑動面。對應于變形圖(圖13d)，上部軟巖區(qū)出現明顯的拉裂縫和剪切錯動，同時下部軟巖區(qū)變形達到極限，沿最大彎曲點連線出現明顯的剪切錯動，形成貫通坡體的整體剪切帶I。同時，下部臨空面處塊體塌落加劇，促使二級破裂面貫通，形成整體剪切帶Ⅱ。兩條剪切帶共同作用使中部硬巖層的阻礙作用消散，呈現出最終的S形柔性彎曲變形，沿S的兩個反彎點均形成剪切帶，成為潛在的邊坡整體滑移面。整體破壞以過內側第2個巖層反彎點的深部破裂面為界，其下部巖體變形微小。

3.3.4 與實際邊坡的對比驗證

將模型邊坡的最終變形狀態(tài)(圖13d)與D7邊坡實際的變形(圖14)進行對比，可見兩者相似性較高，實際邊坡中同樣可觀察到明顯的反折變形，以及沿反彎點延伸的剪切錯動帶。此外，數值模型的位移時程曲線走勢也與監(jiān)測資料(圖3)高度接近，驗證了數值模擬的有效性。

圖14 D7邊坡S形變形破壞Fig.14 S-shaped deformation and failure of D7slope

3.4 斷距-層厚對邊坡破壞的影響

進一步探究斷距-層厚對反傾邊坡變形破壞的影響，在D7邊坡模型基礎上，進一步概化，使巖層斷距與層厚的比值(S/T)分別為1、1.5、2、2.5，并保持其他參數不變，以分析不同斷距-層厚時反傾邊坡的破壞模式。

如圖15，邊坡在S/T≤2時，整體變形模式均為具有一定反折變形區(qū)的S型變形破壞，但不同之處在于S/T越大，反折變形區(qū)越小，中部硬巖區(qū)對反折的響應也越小。S/T=2時(圖15c)的反折變形區(qū)及坡腳垮塌區(qū)范圍明顯小于S/T=1時(圖15a)，S/T=1.5時，中部硬巖區(qū)的S型變形已比較微弱。此外，坡腳局部垮塌范圍也隨著S/T的增大而減小。這是由于S/T越大，巖塊的長細比越大，巖塊間的嵌固作用越強，巖體內部越難形成貫通破裂面。

圖15 不同斷距-層厚比時的邊坡變形圖Fig.15 Deformation diagram of slopes with different ratio of fault distance and layer thicknessa.S/T=1； b.S/T=1.5； c.S/T=2； d.S/T=2.5

當S/T>2時，邊坡的整體破壞模式出現較大變化(圖15d)，S/T=2.5，此時坡內已無明顯的反折變形區(qū)，邊坡破壞模式轉變?yōu)檩^典型的彎曲-傾倒式變形?？梢姅嗑嗯c層厚關系可影響反傾邊坡的破壞模式。

4 治理措施建議

綜合以上調查與模擬結果，對此類庫區(qū)反傾邊坡的加固治理措施進行探討。

坡腳破壞是坡體中上部變形破壞的直接誘因之一，因此，保證坡腳巖體的穩(wěn)定性可有效地抑制邊坡的整體變形，從而增強反傾邊坡的穩(wěn)定性?？刹捎缅^噴、格構梁等措施加固坡腳，增強坡腳巖體穩(wěn)定性，并抑制庫水對坡腳巖體的侵蝕軟化。

針對于中上部坡體可能產生的次級破裂面，可采用削坡減載措施，減小坡面坡度； 或采用預應力錨桿錨索等抑制巖體的傾倒變形空間； 亦可通過注漿加固等措施，增加巖體強度，并增強巖體完整性，使巖體難以相對錯動或彎曲拉裂，從而增強邊坡的整體穩(wěn)定性。

5 結 論

本文結合現場調查與無人機傾斜攝影，獲得邊坡斷距-層厚特征的統(tǒng)計規(guī)律，并在此基礎上對D7邊坡S型破壞機理進行了數值模擬研究。主要得出以下結論：

(1)獨龍段邊坡屬陡傾內逆向層狀坡體，具有薄層狀及中厚層狀巖體結構； 層面J1、外傾裂隙J2以及近垂直坡面的J3共同作用將巖體切割成塊。

(2)獨龍段邊坡根據軟硬巖分布可分2類：軟巖占比約20%的A類邊坡，包含D3、D4、D7邊坡； 軟巖占比約10%的B類邊坡，包含D2、D8、D9； A類邊坡斷距與層厚比S/T值明顯大于B類邊坡。

(3)以斷距-層厚統(tǒng)計規(guī)律為依據，考慮庫水的侵蝕軟化作用，對D7邊坡的數值模擬表明，坡腳巖體率先出現彎曲或塊體式傾倒，隨后中上部坡體產生拉裂和剪切錯動，并逐漸形成貫通坡體的應力集中帶，并最終形成整體性滑動面。

(4)庫水侵蝕作用形成的凹腔是導致上部巖體傾倒變形的重要因素，坡腳的局部垮塌將導致反傾邊坡形成兩條破裂面，并由于巖體慣性等的差異導致邊坡形成S型反折式傾倒變形； 巖體斷距與層厚關系影響此類邊坡破壞模式，當S/T>2時，邊坡僅發(fā)生彎曲傾倒變形。