紅層軟巖高邊坡的時效變形特性

劉天翔， 杜兆萌， 程 強， 雷 航

(四川省公路規劃勘察設計研究院有限公司， 成都 610041)

紅層主要是指外表紅色的碎屑巖沉積地層，主要沉積時代為三疊紀、侏羅紀、白堊紀及第三紀，在中國西南地區、西北地區、中南及東南地區均有分布，尤其在四川盆地及其邊緣分布極為廣泛[1-3]。紅層具有特殊的工程性質，紅層中的泥巖和泥質粉砂巖類多為軟巖，具有強度低、抗風化能力差、透水性差，親水性強，浸濕后巖體強度降低，失水后容易產生崩解等特征，因此紅層邊坡穩定性問題較顯著[4-5]，是有名的易滑地層[6]。

隨著西部大開發建設的持續推進，在西南紅層地區的邊坡工程問題日益增多，許多學者對不同巖體結構的紅層邊坡的變形機制和變形特征等進行了深入研究。黃潤秋等[7]、吉隨旺等[8]的研究認為暴雨作用下即使近水平軟硬互層紅層邊坡也易產生滑移；史文兵等[9]結合離散元數值模擬研究了貴州平緩反傾紅層邊坡的變形破壞機制；楊旭等[10]通過相似模型試驗研究了不同降雨條件下紅層邊坡的災變過程及規律；趙建昌等[11]利用有限元方法，分析了紅層路塹高邊坡在不同開挖坡比下應力場的分布變化；王喚龍等[12]結合有限元分析研究了紅層邊坡的開挖變形特征。

近年來，紅層地區邊坡工程的規模越來越大，所面臨的地質和巖石力學問題也更加復雜，邊坡穩定性的時效問題日益引人重視，很多紅層軟巖邊坡變形與失穩破壞并不是即刻發生的，而是隨時間的增長逐漸醞釀、發展、最終完成的。也就是說，紅層地區巖體在長期服役環境下會發生蠕變、應力松弛、應變軟化等復雜變形行為，即紅層軟巖的時效變形特性，普遍存在于實際工程中。有不少學者針對紅層的時效變形進行了研究。諶文武等[13]針對甘肅平硐紅層軟巖，通過單軸壓縮蠕變試驗，發現紅層軟巖存在顯著的蠕變特性，并且用Burgers本構模型描述紅層軟巖的蠕變特性；楊淑碧等[14]、周翠英等[15]、吳益平等[16]和陳從新等[17]通過大量試驗研究了紅層軟巖地區斜坡巖體的流變性質，結果表明紅層軟巖在壓縮和剪切條件下的長期強度相對較低，強度的時間衰減效應顯著，基本統一認為邊坡的失穩破壞不僅涉及巖體的強度問題，還與巖體的變形特性有很大的關系[18]。以往對紅層軟巖時效變形的研究大多采用模型試驗的方式，而對紅層地區實際邊坡工程問題的長期穩定性和相應防范措施等的研究大多未充分考慮紅層特殊的時效變形特性的影響，對紅層軟巖超高開挖邊坡的時效變形特性的工程研究更是鮮有記錄。

以西南紅層山區某快速通道項目隧道改路基的深挖路塹100 m級高邊坡工程為例，利用有限差分數值模擬方法對紅層軟巖高邊坡的長期穩定性和時效變形特性進行了計算分析研究，為邊坡的加固設計及工后長期效應分析提供重要依據。

1 工程概況

擬建西南紅層山區某快速通道項目隧道改路基的深挖路塹高邊坡工程位于四川省雅安市，現有公路以隧道形式穿越山嶺，隧道最大埋深105 m，新建公路于現有隧道段擬采用明挖方式通過，深挖段沿路線長度約520 m，開挖后路線兩側將形成人工高邊坡，左側邊坡最高達95.7 m，右側邊坡最高達76.7 m。路基設計開挖坡比為一級邊坡采用1∶0.75，二級及以上邊坡采用1∶1.0，每10 m高設一級寬度3 m的平臺，并在左側邊坡坡高50 m及右側邊坡坡高40 m處各設一級寬10 m的大平臺。典型剖面如圖1所示。

場地處于四川盆地盆西平原西部邊緣，屬構造剝蝕作用形成的低緩丘陵間低山。場地內地層以中生界白堊系上統灌口組地層(K2g)紫紅色泥巖夾少量砂巖為主，含芒硝和石膏，巖性較軟弱, 裂隙發育, 抗風化力弱。

圖1 隧道深挖方邊坡典型剖面Fig.1 Typical section of deep excavated side slope of tunnel

工程區位于川滇南北構造帶的東北緣，區內主要發育金雞關背斜。金雞關背斜屬南北向構造，軸線走向為北東10°～15°，向南偏轉南北向，紐向北傾伏，傾角8°～10°，核部地層為泥巖，兩翼對稱，巖層傾角17°～30°。挖方深路塹主要處于背斜核部位置，故呈現出兩翼分別傾向北西和北東方向的特征。路線與背斜樞紐小角度相交或近平行，受構造影響，巖體裂隙發育、巖體較破碎。開挖邊坡巖層產狀及裂隙發育情況主要受背斜控制，左側挖方邊坡位于背斜北西翼，巖層產狀(300°～330°)∠(8°～20°)，局部受褶皺影響，巖層整體傾向與開挖坡向相反，為逆向坡，一般傾角8°～18°，平均傾角15°。右側挖方邊坡位于背斜南東翼，近背斜核部，巖層產狀(50°～80°)∠(5°～12°)，橫斷面視傾角上反映為近水平產狀，略傾坡內。

相較于之前學者研究較多的紅層順層邊坡變形破壞機理，研究主要針對該工程案例的反傾和近水平巖層紅層高邊坡的長期時效變形問題。

2 分析手段和計算模型

前人對紅層邊坡時效性變形特性的研究手段大多采用模型試驗，但模型試驗很難嚴格控制相似比，無法模擬實際工況，且成本過大、可重復性低。同時，傳統的穩定性計算方法對于潛在滑移變形范圍、潛在滑面深度、位置尚不明確的邊坡穩定性計算和長期時效變形分析還有較大的難度。因此，對于這類復雜的紅層軟巖高邊坡的時效變形問題，僅靠試驗和傳統的計算方法是不夠的，應該采用基于應力-變形控制理論的數值分析方法來計算和分析更為準確和合理[19]，既能有效解決邊坡潛在變形范圍、潛在滑面位置、深度等問題，又可以通過蠕變模型分析計算得到邊坡開挖完成時和經歷多年運營后的長期穩定狀態、位移及應力變化等時效變形特性。因此，數值計算方法是研究紅層軟巖高邊坡時效變形的有效手段。

數值分析采用由Itasca公司研發的FLAC3D有限差分分析軟件，計算的幾何模型為西南紅層山區某隧道改路基的深挖路塹形成的兩側高邊坡，如圖2所示。計算模型中包括4種材料，分別為第四系坡殘積粉質黏土層、開挖區、泥巖、泥巖節理。模型中的節理裂隙單元是為在計算中表現巖層產狀與坡向組合對計算結果的影響以及對邊坡長期穩定性和時效變形特性的影響而設置的。左側為巖層傾角10°的反傾巖質邊坡，右側為巖層傾角為4°的近水平略傾坡內巖質邊坡。計算分析中材料選擇理想彈塑性本構模型，屈服條件為經典的摩爾庫侖模型，各區域所采用的物理力學參數如表1所示。

為了實現靈活轉向，小車采用兩輪驅動控制方式。電源選擇大功率大容量的鋰電池，以提供強大的續航能力。各模塊電路盡量減少面積，五路循跡傳感器安裝在小車靠前的部位，單片機控制系統安裝在車身中部，電機驅動模塊安裝在電機附近。

3 計算結果及分析

3.1 開挖后邊坡變形及應力分布規律

圖3、圖4為主剖面在邊坡開挖后，天然工況下邊坡坡體變形等值云圖。從圖3可以看出：①兩側開挖邊坡水平位移方向是相反的，均表現為往臨空方向變形的趨勢；②兩側開挖邊坡較大的水平位移均主要集中在坡體開挖的中下部，尤其是坡腳位置，且右側邊坡更大，最大達43.19 cm；③從開挖坡面向坡體內部，x方向位移逐漸減小，到達一定深度后開挖對水平位移的影響已可忽略不計；④左側邊坡的影響深度大于右側邊坡。從圖 4 可以看出，開挖后的豎直方向即y方向位移部分為正值，這說明位于邊坡坡腳的公路路基頂面巖體在開挖后產生了卸荷回彈變形，最大回彈變形量達到31.4 cm。同時，兩側開挖邊坡均有往豎向方向的下滑變形趨勢，體現在y方向位移為負值，最大向下豎向位移量達15.99 cm。綜合水平方向和豎直方向的位移計算結果來看，兩側邊坡開挖后均表現為往臨空方向變形的趨勢，尤其是坡腳的變形較為明顯，但總體來說開挖后立即產生的變形量不大。

圖2 計算模型Fig.2 Computational model

表1 巖土體的物理力學參數

圖3 開挖后水平位移Fig.3 Horizontal displacement after excavation

圖4 開挖后豎直位移Fig.4 Vertical displacement after excavation

圖5、圖6分別為開挖后坡體內的剪應變增量云圖和塑性區分布圖，塑性區和剪應變增量帶是否貫通同樣可作為判斷整體是否穩定的重要判據。由圖5、圖6可知，開挖后進入塑性區的位置與水平位移較大的區域基本吻合，水平位移較大的區域所產生的位移來自該區域達到屈服狀態之后的塑性變形，左側邊坡前緣有剪應變增量帶和剪切塑性區擴展但未貫通，右側邊坡剪應變增量帶及塑性區呈現擴展和斷續發展的趨勢，總體上剪應變增量帶和塑性區未大面積貫通，邊坡開挖后整體失穩的風險較小，但存在坡腳應力集中現象和坡腳巖體局部壓潰的風險。

利用數值模擬進行邊坡穩定性分析是近年來巖土工程界研究的熱點問題之一，達到極限狀態的判據公認的方法有3種：計算不收斂判據[20]、塑性區貫通判據[21]和特征點位移突變判據[22]，采用計算不收斂判據計算得到折減至極限狀態的開挖后邊坡的剪應變增量及其穩定系數圖，如圖7所示。由圖7可見，邊坡的穩定系數為1.07，整體屬于基本穩定狀態，潛在滑面最大深度15 m。

3.2 長期運營后邊坡時效變形分析

受紅層特殊工程地質特性的影響，紅層軟巖邊坡在其整個壽命期內是一個逐漸“衰老”的過程，開挖邊坡在運營5～10 a以后不斷劣化，常出現崩塌、滑坡等各種嚴重的地質病害和安全風險。因此，僅僅分析開挖完成后的穩定性和變形是不夠的，需要進一步分析開挖邊坡在長期運營后的位移及應力變化等時效變形特征，才能將最終的計算結果應用于工程設計中，方可確保開挖邊坡的長期運營安全。

圖5 開挖后剪應變增量等值云圖Fig.5 Contour of shear strain increment after excavation

圖6 開挖后塑性區分布Fig.6 Distribution of plastic zone after excavation

圖7 折減至極限狀態開挖后邊坡的剪應變增量及穩定系數Fig.7 Shear strain increment and stability coefficient of slope after excavation reduced to limit state

研究發現，無論是軟巖還是硬巖，都具有典型的長期強度。硬巖的長期強度約為瞬時強度的83.7%～90%[23-25]。對于軟巖，其強度的時效特征更加明顯。程強等[26]通過樣品室內剪切蠕變試驗研究了典型紅層軟巖的長期強度，建議其長期強度取為短期強度的75%；張永安等[27]對滇中地區紅層泥巖進行的室內剪切蠕變試驗研究，分析了不同的法向正應力下天然狀態與飽水狀態紅層泥巖的剪切蠕變特性，建議在進行工程設計時將紅層泥巖短期強度乘以0.8～0.9的折減系數作為其長期強度的取值；王志儉等[28]針對紅層軟巖的蠕變特性，進行了一系列蠕變試驗，測得開爾文剪切模量為1.42～2 GPa，開爾文黏滯系數為36～264 GPa·h。諶文武等[13]通過一系列單軸壓縮蠕變試驗，獲得的開爾文剪切模量為0.044～8.3 GPa，開爾文黏滯系數為12～140 GPa·h。

計算所用蠕變參數即主要參考前人相關研究成果[26-28，13]，并結合了該地區紅層軟巖的長期蠕變試驗結果進行選取。計算采用廣義開爾文蠕變本構模型，紅層邊坡巖體長期強度按短期強度的80%考慮，開爾文剪切模量取2 GPa，開爾文黏滯系數為40 GPa·h。

按20 a的蠕變期考慮，預測該邊坡在天然狀態下蠕變20 a后的變形情況。圖8為天然狀態下開挖20 a后的水平和豎直方向位移。由圖8可以看出，20 a后左側坡體最大水平位移達到13.616 m，右側邊坡水平方向位移達到13.209 m，與開挖后相比呈現出數量級的增長。同樣，20 a后左側邊坡最大豎向位移達到8.153 m，右側邊坡最大豎向位移也達到了約6.5 m。總體來看，在蠕變條件即黏彈塑性狀態下，開挖完成20 a后兩側邊坡的變形量大幅增長，兩側邊坡均由基本穩定轉為失穩狀態。

圖8 20 a后水平、豎直方向位移Fig.8 Horizonta and vertical displacement 20 years later

圖9 20 a后的剪應變增量等值云圖 Fig.9 Contour of shear strain increment 20 years later

圖10 20 a后塑性區分布Fig.10 Distribution of plastic zone 20 years later

由于蠕變過程是應力不變條件下的應變問題，而目前數值模擬技術中的穩定系數計算方法均將計算是否收斂作為是否穩定的判據，蠕變條件不改變應力狀態，故對收斂與否沒有影響，強度折減穩定性分析沒有意義，故不做強度折減法穩定性分析。

通過時效變形特征的分析計算，解決了傳統的極限平衡法計算無法解決的坡體潛在變形范圍、深度、潛在滑面位置、坡體位移及應力變化等問題。而且該段深挖路塹高邊坡在經歷長期運營之后，兩側邊坡往開挖臨空面方向均發生了較大的位移和變形，剪應變增量帶和塑性區從坡腳擴展到了坡體中上部，形成了整體貫通性滑移面，蠕變特征明顯，總體來說右側近水平巖層邊坡變形規模和變形深度等明顯大于左側反傾巖層邊坡。

3.3 支護后長期運營邊坡時效變形分析

由于這類紅層軟巖高邊坡開挖后一般都需要經歷長時間的運營期，其長期安全運營風險較大，時效變形分析結果也表明不能僅靠開挖后計算得到的變形范圍、變形量、穩定性等作為永久防護設計的依據，必須考慮其長期穩定性和時效變形問題。該段紅層高邊坡最終預加固設計方案以上述分析結果為基礎，按照“固腳強腰”的設計理念，采用中下部框架錨索+中上部框架錨桿+坡腳抗滑樁為主的聯合支護措施對兩側邊坡進行加固，以確保該段紅層軟巖高邊坡的長期安全和穩定。

如圖11為施加支護結構后的邊坡計算模型，兩側邊坡一級平臺上各設一排抗滑樁，樁截面尺寸為2.0 m×3.0 m，間距6.0 m，樁長20 m；坡面中下部框架錨索和中上部框架錨桿間距均為3.0 m×3.0 m，錨桿長度9～24 m，錨索長度15～30 m。

圖11 加支護工程的計算模型Fig.11 Computational model with supporting structure

圖12為天然狀態下增加上述支護工程20 a后開挖邊坡的水平和豎直方向位移圖。由圖12可以看出，20 a后左側坡體最大水平位移僅1.240 cm，右側邊坡水平方向位移僅1.033 cm，與開挖后未支護相比大大減小，坡體的時效變形得到有效控制，同樣，20 a后邊坡中的最大豎向位移也僅 1.221 cm。總體來看，在蠕變條件即黏彈塑性狀態下，增加支護工程20 a后的開挖邊坡仍能保持穩定，坡體的長期變形得到了有效控制。

圖12 增加支護結構20 a后水平、豎直方向位移Fig.12 Horizonta and vertical displacement 20 years later with supporting structure

圖13 增加支護結構20 a后的剪應變增量云圖 Fig.13 Shear strain increment nephogram 20 years later with supporting structure

圖14 增加支護結構20 a后塑性區分布Fig.14 Distribution of plastic zone 20 years later with supporting structure

圖13、圖14為天然狀態下增加支護工程20 a后開挖邊坡的剪應變增量云圖和塑性區分布。由圖13、圖14可以得出，20 a后剪應變增量帶位置比未加支護工程的結果明顯偏淺，但剪應變增量的數值最大僅2.55%，說明施加支護后，剪切變形極小，支護方案能有效控制坡體剪切變形，塑性區范圍與未加支護相比大為減小，特別是剪切塑性區得到有效控制，坡體整體屬于穩定和安全的范圍。

對邊坡剛開挖完成時、未加支護工程蠕變20 a和增加支護工程蠕變20 a這3種工況進行了邊坡坡體時效變形分析計算，對計算結果進行了匯總和對比分析，如表2所示，相較于開挖瞬時完成時，紅層地區高邊坡在長期服役環境下會發生蠕變、應力松弛、軟化破壞等復雜變形行為，其普遍存在于實際工程中，后期針對性的支護方案應高度重視紅層軟巖高邊坡的時效變形問題。

4 結論

受紅層特殊工程地質特性的影響，紅層軟巖邊坡在其整個壽命期內是一個逐漸“衰老”的過程，而以往對紅層地區實際邊坡工程問題的研究大多未充分考慮紅層特殊的時效變形特性的影響。以西南紅層山區某快速通道項目隧道改路基的深挖路塹100 m級高邊坡工程為例，對紅層軟巖高邊坡的時效變形特性進行了分析研究，得到以下主要結論。

表2 各工況計算結果匯總

(1)傳統的穩定性計算方法無法根據紅層特性預判邊坡的長期穩定性和時效變形特征，而采用基于應力-變形控制理論的數值分析方法來計算和分析更為準確和合理，能很好地計算和解決坡體潛在變形范圍、深度、潛在滑面位置、坡體位移及應力變化等時效變形問題。

(2)開挖后，邊坡表現為往臨空方向變形的趨勢，坡腳的變形較為明顯，但剪應變增量帶和塑性區未大面積貫通，總體來說開挖后立即產生的變形量不大，邊坡坡腳的公路路基頂面巖體發生的卸荷回彈變形基本都在開挖后就已完成。

(3)在未支護的前提下，邊坡經歷長期運營和蠕變后，往臨空面方向發生了較大的變形和位移，變形量與開挖后相比呈現出數量級的增長，剪應變增量帶和塑性區從坡腳擴展到了坡體中上部，形成了整體貫通性滑移面，說明在開挖完成20 a后，在無工程支護狀態下，邊坡早已發生整體滑移失穩，時效變形特征異常明顯。

(4)通過有限差分數值模擬方法建立的包含特殊節理裂隙單元的復雜數值模型，模擬分析了不同巖層產狀與坡向組合的邊坡在長期時效變形和應力狀態方面的差別，計算結果表明，在天然狀態下蠕變20 a后，近水平巖層邊坡變形規模和變形深度等明顯大于反傾巖層邊坡。

(5)在增加支護工程的前提下，20 a后坡體內剪應變增量帶位置比未加支護工程的結果明顯偏淺，位移和剪應變增量帶數值大幅降低，剪切塑性區大幅減小，說明施加支護工程后，高邊坡的長期變形得到了有效控制，基于時效變形分析的支護方案安全合理。

綜上所述，紅層軟巖高邊坡的時效變形特征明顯，實際工程中僅僅分析開挖完成后的穩定性和變形是不夠的，需要深入分析開挖邊坡在長期服役后的穩定狀況、位移及應力狀態等的變化，才能將最終的計算結果應用于實際工程設計中，方可確保開挖邊坡的長期運營安全和穩定。因此，蠕變特性明顯的紅層軟巖高邊坡的長期穩定和時效變形問題在今后實際工程中應當引起高度重視。