地震作用下青川窩前順層巖質邊坡的變形破壞機理分析

鄭海珍，張慶飛

(1.西南交通大學地球科學與環境工程學院，四川成都610031；2.四川省交通運輸廳公路規劃勘察設計研究院,四川成都610041)

當前，針對巖質邊坡動力穩定性問題的研究仍簡單地借用擬靜力分析手段：邊坡發生失穩時的位置及形狀即是破壞面的位置及形狀；動力作用下邊坡失穩判據等均沿用擬靜力分析的思路與方法[1]。此外，由于大型巖質邊坡一般的三維特征效應明顯，難以簡化為二維，使分析對象的尺寸龐大、復雜、單元數目巨大；動力分析方法所需的工作量、計算量、計算時間即使是在計算機計算速度飛速發展的今天仍是棘手的難題。因此關于大型巖質邊坡在地震作用下的動力有限元分析，成功的成果報道并不多[2]。

文獻[3]提出邊坡動力穩定性分析方法——相對位移法:首先判斷破裂面是否貫通,如果不貫通邊坡就不會整體失穩,至多是局部失穩。如果破裂面貫通,就要判斷潛在滑體上關鍵點的相對位移是否突變,但考慮到邊坡在地震作用下處于往復振動狀態,穩定邊坡位移可能會隨之發生突變,故單憑位移突變尚難以判斷,要再結合關鍵點的相對位移時程曲線的變化趨勢是否收斂。

本文在研究青川窩前滑坡的工程地質條件和地震前、后變形破壞跡象地質調查資料的基礎上，采用相對位移法對地震過程中窩前滑坡穩定性進行了離數值模擬、分析了地震作用下窩前順層巖質邊坡的變形破壞機理，驗證了相對位移法分析地震作用下順層巖質邊坡變形破壞機理的可行性。

1 青川窩前滑坡基本特征

1.1 概述

青川縣窩前滑坡，位于四川省青川縣西南角的馬公鄉朝陽村，在江油市南面，平武縣西面，屬于龍門山系。2008年汶川“5·12”大地震前，唐家山地形，坡度40°～50°，植被茂盛，邊坡穩定。滑坡區域處于朝陽河的上游，無階地發育，滑坡所在山體為該區域的最高處，海拔高程為1 870 m，河谷處高程為1 280 m，相對高差為600 m。滑坡整個滑坡下滑時間30 s左右，滑坡體長360 m，平均寬度216 m，高120～180 m，體積約為1 200×104m3，由硅質灰巖、板巖組成，如圖1。

圖1 窩前滑坡遠視

1.2 滑坡體特征

調查顯示，滑坡后緣陡壁及滑源區主要出露灰巖，巖層產狀340°∠20°，滑坡體主要由構造角礫巖、破裂巖碎斑巖以及斷層泥組成，其中主要的兩組節理面產狀為345°∠47°、56°∠37°。滑源區發育兩大結構面，一是石坎斷層及破碎帶，因斷層活動后緣壁附近的巖體十分破碎，列面呈拉張狀態；二是構造和卸荷裂隙面，順斜坡走向發育。

1.3 滑面特征

滑床由寒武紀早世邱家河組灰黃色和青灰色的板巖組成，滑源區剪出口出露，基巖層面產狀為308°∠18，為薄層板巖，平均厚度約10 cm，強度不高。滑床巖體中除板巖外，還夾有薄層的千枚巖，但是千枚巖的量很少，偶爾見到。斜坡表部局部發育一些荷裂隙，張開度3～10 cm。

1.4 地質構造

滑坡位于龍門山中央斷裂之北川-林庵寺斷裂上盤，后龍門山推覆巖帶的南壩至馬公之間的水觀巖片區，內部褶皺構造發育。對窩前滑坡起主要控制作用的斷裂帶有：

1.4.1 前緣推覆斷層—南壩斷裂

此斷裂屬于北川——映秀斷裂帶的一部分，如圖2中的①，區內經過南壩-平溪一帶，斷層走向北東-南西，呈舒緩波狀延伸，斷層傾向北西，傾角30°～40°，上盤為油房組，下盤為韓家店組，斷裂帶寬200～500 m，窩鉛滑坡與該斷裂帶的垂直距離約5.5 km，位于該斷裂帶的北部。

1.4.2 石坎斷層

該斷層分布于南壩、石坎一帶，如圖2中的②，其南端與關帝廟斷層合并，北端從平武向北東經過箭竹埡進入雁門壩，斷面總體走向呈現為北東，傾向北西，傾角大約為60°，北西上盤為水晶組、邱家河組[4]，南東下盤主要為油房組，含少量邱家河組。在本次地震中，該斷層在馬公鄉朝陽村出現了長達3公里的地表破裂，而且其北側分支斷裂剛好穿過了窩鉛滑坡的后緣，成為本次窩鉛滑坡產生的最主要原因之一[4]。

1.4.3 紅馬公平臥背斜

該背斜分布于青包山平臥向斜南傾，分布于河祖寺、馬鞍石至紅馬公一帶，即圖2中的③，軸跡走向為北東東，軸面總體傾向北北西，傾角20°～30°。該背斜兩翼為水晶組，核部主要為蜈蚣口組，但在與北西向湖石溝背形橫跨交匯處蜈蚣口組之下，出現由水晶組和蜈蚣口組形成的構造窗。窩前滑坡位于該背斜的核部偏向南東翼，滑坡區域地層產狀變化不大。

①南壩斷裂 ②石坎斷層 ③紅馬公平臥背斜圖2 滑坡周邊構造綱要

2 窩前滑坡穩定性數值模擬分析

2.1 自然邊坡數值模型的建立

根據窩前順層巖質邊坡的實際狀況，以實際地形為基礎進行適當的簡化。模型的高程方向為Z軸正向，臨空面方向為X軸正向，模型總高度為320 m，底部長520 m，基座厚度為120 m，邊坡高200 m。數值模型圖如圖3所示。

圖3 模型計算

算例取J15、J16、J17、J18、J19、J20、J21、J22、J23、J24為監測點關鍵點，J14為監測基準點，十一個監測點所在位置見圖4。

圖4 邊坡動力分析模型和監測點位置分布 單位(m)

根據現場室內試驗、巖體條件、工程類比，反演和經驗相結合的方法確定了該邊坡巖體動態物理力學參數，見表1。

表1 巖體物理力學參數

2.2 邊界條件及地震載荷

在利用FLAC3D數值模擬軟件對彈塑性體的動力進行分析時，一定要注意動力問題的分析必須以靜力分析為基礎，也就是說必須在靜力分析達到平衡狀態之后，才能施加邊坡動力分析的邊界條件，進行動力分析[5]。

邊坡靜力分析的邊界條件：模型底部采用邊界豎直方向約束，兩側邊界水平方向約束。

邊坡動力分析的邊界條件：模型四周采用自由場邊界，以便動力計算過程當中，地震波及能量通過模型兩側的自由場邊界發散；模型底部采用粘滯邊界，用來吸收施加地震動力波。應該注意的是，在動力計算之前，應對靜力塑性狀態模型進行初始化，以確保模型的反應是地震荷載所產生的。見圖5。

圖5 數值模型邊界條件示意

窩前滑坡距離斷層200 m，屬于極震區，所以采用綿竹清平臺站檢測記錄的地震波如圖6。截取其中30 s進行計算，相應的水平加速度和豎向加速度峰值分別802gal和622.9gal，通過模型底部的粘滯邊界施加。

b)豎直向加速度時程曲線圖6 汶川地震中強震30 s加速度時程曲線(下載自巖土在線)

3 模擬結果分析

3.1 塑性屈服區域演變趨勢

模型邊坡在自重應力狀態求解平衡后，坡體并未產生塑性區，表明在自重應力場天然工況下，模型邊坡處于穩定狀態，并未發生塑性破壞。

在地震力的作用下，從開始到0.5 s，軟弱結構面底部進入剪切塑性狀態；0.5 s到2 s，隨著時間的推移，結構面塑性區緩慢發展，并沿軟弱結構面逐漸向上擴展，結構面下部前緣部分單元交替進入張拉塑性狀態、剪切塑性狀態；到達3 s時，結構面頂部出現張拉塑性狀態；3 s到3.5 s結構面頂部張拉塑性區向下延伸，同時結構面下部塑性區逐漸向上延伸，而后貫通整個結構面；從3 s至13 s，結構面反復交替的進入張拉塑性狀態、剪切塑性狀態；13秒至35秒，模型的塑性區基本上沒有擴展。

3.2 相對位移法判定滑坡穩定性

從邊坡的監測點位移曲線圖7可以看出，在地震作用下，邊坡的變形是累積變形，邊坡的失穩破壞也是在一個時間段內完成的。

圖7 監測點位移時程曲線

根據前面所提出的相對位移法，判定邊坡的穩定。首先，在輸入地震荷載以后，在3.5 s時刻，塑性區貫通了整個軟弱結構面，意味著潛在滑移面已經形成。其次，從監視點位移曲線圖7和相對位移時程曲線圖8可以看出在地震作用下，位移持續增加的，當地震結束后，關鍵點監測的相對位移是發散的，說明在地震停止后，位移卻沒有停止，說明此時邊坡處于失穩破壞狀態。

圖8 監測點相對位移時程曲線

4 結論

(1)在地震力的作用下，軟弱結構面底部進入剪切塑性狀態，形成塑性區并沿軟弱結構面逐漸向上擴；結構面頂部出現張拉塑性狀態，形成塑性區并向下延伸，同時結構面下部塑性區逐漸向上延伸，最后貫通整個結構面。

(2)在地震力的作用下，開始結構面下部前緣部分單元交替進入張拉塑性狀態、剪切塑性狀態；隨著時間推移，結構面反復交替的進入張拉塑性狀態、剪切塑性狀態。

(3)在地震作用下，邊坡的變形是累積變形，邊坡的失穩破壞也是在一個時間段內完成的。

(4)數值模擬結果與已有研究成果及震后災害調查結果具有良好的一致性，驗證了相對位移法分析地震作用下順層巖質邊坡變形破壞機理的可行性。

[1] 孫鈞.巖石動力學研究的若干問題[C]//中國巖石力學與工程學會.中國巖石力學與工程學會第七次學術大會論文集.北京：中國科學技術出版社，2002：4-8

[2] 李寧,姚顯春,張承客.巖質邊坡動力穩定性分析的幾個要點[J].巖石力學與工程學報,2012(5):873-881

[3] 言志信,張森,張學東.段建地震邊坡失穩機理及穩定性分析[J].工程地質學報,2010(6):844-850

[4] 張偉.青川馬公窩鉛滑坡成因機理與運動特征研究[D].成都理工大學,2009

[5] 陳育民，徐鼎平.FLAC/FLAC3D基礎與工程實例[M].北京：中國水利水電出版社，2009