基于非線性有限元法的某拉裂松動巖體邊坡失穩模式分析

井 向 陽， 吳 瑩， 胡 志 鵬

(中國電建集團成都勘測設計研究院有限公司，四川 成都 610072)

0 引 言

邊坡的失穩破壞過程復雜，影響因素眾多，其失穩模式分析是后續加固設計的重要依據之一。在我國當前的高邊坡工程中，基于極限平衡理論的計算方法仍然是基本設計分析方法，對于較為復雜的邊坡，還需采用數值分析方法等手段進行輔助分析[1-2]。目前在工程中普遍采用的數值分析方法包括連續介質力學方法(有限單元法、有限差分法、邊界單元法等)和不連續介質力學方法(離散單元法、塊體單元法、不連續變形分析法、數值流形元法等)[3-4]。

相對于傳統的極限平衡分析理論，采用數值分析方法研究邊坡的失穩破壞模式更具優勢，可以明確給出邊坡失穩破壞的漸進過程、滑移通道的位置和范圍、抗滑穩定安全系數等，在我國高邊坡工程中已經得到了廣泛應用[5-6]。其中，有限元強度折減法是較為常用的方法之一，其失穩判別依據主要有特征點位移法、有限元計算不收斂法和塑性區貫通法等[7-9]。

本文以我國西南地區某水電站上游水庫庫區內的拉裂松動巖體邊坡為例，采用非線性有限元強度折減法研究該邊坡的穩定特性，并重點分析其失穩破壞模式，為后續的工程綜合治理設計提供一定的技術支撐。

1 工程概況

某水電站是雅礱江中游梯級開發的第3級電站，位于四川省甘孜州雅江縣境內，其正常蓄水位以下庫容約為2.543億m3，工程等級為二等，工程規模為大(2)型。

該水電站庫區內存在3個拉裂松動巖體(編號分別為1、2、3號，方量分別為808萬m3、400萬m3、50萬m3)，發育于右岸強卸荷帶的淺表部，結構面強烈松弛，巖體松動明顯，各組裂隙普遍寬張，且橫河向的結構面亦發生張開，巖體蠕滑-拉裂、滑移-壓致拉裂變形明顯，剪脹擴容，局部可見巖石拉裂、凸點壓碎、巖石轉動擾動等現象。

其中，1號拉裂松動巖體最大，位于庫區右岸(見圖1)，距壩軸線約為740 m，后緣最大高程約為2 710 m，前緣最低高程約為2 460 m，順河長度約為730 m，橫河向寬度約為270 m。經初步分析，1號拉裂松動巖體的破壞模式主要為滑移拉裂型，由松動巖體中發育的NNW向或NNE向順坡中緩傾角斷層、擠壓帶和節理裂隙構成潛在的滑移面，由NW向陡傾角結構面構成潛在的后緣拉裂面。

圖1 1號拉裂松動巖體平面位置示意圖

2 計算方法及模型構建

基于ABAQUS平臺，采用非線性有限元法對1號拉裂松動巖體邊坡進行數值模擬，其中，對邊坡的失穩破壞過程分析采用強度折減法，即對巖體的f、c參數值進行等比例折減[10-11]。

采用平面4節點等參實體單元進行建模，3個計算剖面的模型分別見圖2～4。有限元計算坐標系定義為：X軸為橫河向，水平指向右岸；Y軸為鉛直向；Z軸為順河向，由上游水平指向下游。

數值分析模型對邊坡淺部變形體、卸荷及風化界線、巖體質量分類界線、主要斷層(F1、F2、F3、F4、F5)和主要裂隙帶(f1系列、f1系列、f5系列、f11系列、f13系列等)進行了精細模擬。

圖2 剖面模型網格圖

圖3 剖面模型網格圖

圖4 剖面模型網格圖

3 計算依據

3.1 計算工況

針對每個計算剖面，分別考慮天然狀況和蓄水狀況(正常蓄水位為2 560 m)兩種邊坡狀況，均計算持久工況、短暫工況(暴雨)和偶然工況(地震)三種工況。由于松動巖體內的裂隙張開，排水性好，暴雨工況下僅考慮巖體參數的折減，不考慮孔隙水壓力的影響。該區域的地震基本烈度為Ⅶ度，地震工況下，基巖水平加速度峰值取136gal，地震分布系數取0.25。

3.2 材料參數

在數值計算中，對主要巖體及結構面參數取值采用其力學建議指標的0.8分位值。1號拉裂松動巖體的計算參數見表1。

表1 1號拉裂松動巖體邊坡自然狀態下的計算參數

表2 1號拉裂松動巖體邊坡飽水狀態下的計算參數

3.3 安全標準

根據《水利水電工程邊坡設計規范》(DL/T5353-2006)，確定1號拉裂松動巖體邊坡的類別為B類，安全級別為Ⅱ級，其正常工況、暴雨工況、地震工況的抗滑穩定安全系數標準分別為1.05、1.05、1.00。

4 結果分析

4.1 失穩模式

通過對3個典型剖面進行計算分析可知，各工況條件下的邊坡失穩破壞特點和規律基本一致，鑒于篇幅有限，本文僅給出了天然工況下的失穩破壞結果圖(圖5～7)。所示的結果圖中，藍色區域表示坡體處于彈性狀態，彩色區域表示坡體處于塑性狀態，k為巖體參數的強度折減系數。

通過分析可知，1號拉裂松動巖體邊坡的失穩破壞是一個漸進的過程：首先，坡體的上部區域發生屈服，出現拉裂破壞；其次，坡腳處的局部巖體發生屈服，出現松動、滑移；再次，坡體內部的局部斷層及裂隙帶發生屈服，出現滑移、錯動；最后，坡頂的屈服區逐漸向下延伸，坡腳的屈服區逐漸向上延伸，與坡體內部的屈服區連通，形成貫通的滑動通道，導致邊坡整體滑裂失穩。

圖8～10給出了3個計算剖面的滑裂失穩模式示意圖，進一步分析可知：

(1)圖5剖面的潛在滑裂通道為條帶型，寬度約為7～33米，頂部和底部較窄，中部較寬。下部的滑移通道以順坡向的f5系列軟弱結構面為主，上部的后緣拉裂通道沿著V2類巖體走向。其中，坡腳處的剪出破壞點為接近河床位置，頂部的拉裂破壞點高程約為2 670 m，距河床正常水面的垂直距離約為190 m。

(a)k =0.91 (b)k =1.05

(c)k =1.09 (d)k =1.12圖5 剖面失穩破壞過程

(2)圖6剖面的潛在滑裂通道為條帶型，寬度約為8～30 m，頂部和底部較窄，中部較寬。下部的滑移通道以順坡向的f11系列軟弱結構面為主，上部的后緣拉裂通道沿著V2類巖體走向。其中，坡腳處的剪出破壞點接近河床位置，頂部的拉裂破壞點高程約為2 680 m，距河床正常水面的垂直距離約為200 m；

(2)圖7剖面的潛在滑移通道為條帶型，寬度約為11～22 m，頂部和底部較窄，中部較寬。下部的滑移通道以順坡向的f11系列軟弱結構面為主，上部的后緣拉裂通道沿著V2類巖體走向。其中，坡腳處的剪出破壞點接近河床位置，頂部的拉裂破壞點高程約為2 700 m，距河床正常水面的垂直距離約為220 m。

4.2 抗滑穩定安全系數

表3給出了1號拉裂松動巖體邊坡在各計算工況下的抗滑穩定安全系數。在天然狀況下，邊坡的穩定性基本可滿足要求，但是當遭遇暴雨時，圖8剖面的安全系數偏低，存在較大的滑裂風險。在蓄水狀況下，邊坡的安全系數較天然狀況下的安全系數均有所降低，其中，圖8剖面的安全系數最低，存在較大的滑裂風險。

(a)k =0.82 (b)k =0.98

(c)k =1.12 (d)k =1.19圖6 剖面失穩破壞過程

(a)k =0.87 (b)k =0.98

(c)k =1.11 (d)k =1.16圖7 剖面失穩破壞過程

圖8 剖面滑移失穩模式示意圖

圖9 剖面滑移失穩模式示意圖

圖10 剖面滑移失穩模式示意圖

5 結 論

采用非線性有限元法對某水電站上游庫區1號拉裂松動巖體邊坡進行了失穩模式分析，結果表明，該拉裂松動巖體邊坡存在圓弧形滑裂破壞風險，表現為上部沿V2類巖體走向出現拉裂，下部沿著坡體內部的軟弱結構面出現滑移，且潛在不穩定巖體的范圍較大，主要偏向上游側。

表3 1號拉裂松動巖體邊坡抗滑穩定安全系數

針對該區域地形地質條件、控制性結構面產狀，應當采取適當的加固處理措施。