劉漢東，耿 正，王忠福，牛林峰，王四巍，徐 峰

(1.華北水利水電大學巖土力學與水工結構研究院，河南鄭州450045；2.河南省巖土力學與結構工程重點實驗室，河南鄭州450045；3.黃河勘測規(guī)劃設計研究院有限公司，河南鄭州450003)

0 引 言

地震誘發(fā)邊坡失穩(wěn)造成人員傷亡和財產損失，影響重大工程建設，破壞生態(tài)環(huán)境。據統(tǒng)計，“5·12”汶川地震誘發(fā)滑坡造成的次生災害損失占整個地震災害直接損失的約1/3[1]。地震作用下的邊坡穩(wěn)定性問題已經成為學科研究的熱點[2-5]。了解地震作用下邊坡變形破壞模式是對邊坡失穩(wěn)預報和防治的前提[6]。

許多學者對地震誘發(fā)邊坡變形破壞模式進行了探討[7-9]。董金玉等[10]通過振動臺試驗對順層巖質邊坡的破壞模式進行了研究，得到該類邊坡的破壞模式為地震誘發(fā)—坡肩拉裂張開—坡面中部出現裂縫—裂縫貫通—發(fā)生高位滑坡—轉化為碎屑流—堆積坡腳；鄒威等[11]對不同巖性組合水平層狀巖質邊坡進行了大型振動臺模型試驗研究，將水平層狀巖質邊坡變形破壞成因模式歸納為拉裂—剪切—水平滑移型和拉裂—剪切—散體崩落型；Wang J等[12]通過對典型黃土回填邊坡進行監(jiān)測發(fā)現，該類邊坡的破壞模式為裂縫的發(fā)展—壓實黃土的軟化—斜坡前緣的蠕變和后緣的裂縫—貫穿滑動面的形成。

盡管目前在地震誘發(fā)邊坡變形破壞模式方面取得了豐碩成果，但對強震作用下反傾層狀巖質邊坡的變形破壞模式方面卻少有研究。為此，本文參考國內外研究成果，建立了反傾層狀巖質邊坡的概化模型，通過振動臺模型試驗得到了反傾層狀巖質邊坡在強震作用下的變形規(guī)律和破壞模式，通過有限差分法對試驗結果進行了驗證。研究成果可為地震條件下反傾層狀巖質邊坡失穩(wěn)預報及防治提供參考。

1 振動臺模型試驗設計及數值模型的建立

1.1 模型相似比的確定

根據相似理論，以長度、密度、彈性模量為主控因素，將其相似常數設置分別為Sl=60、Sρ=3、SE=100。按照Buckingham π[13]定理，推導出其他相似常數。模型試驗相似比設計見表1。

表1 模型試驗相似比設計

1.2 模型試驗裝置及材料參數

振動臺模型由模塊堆積而成，模塊由水和石膏按1∶0.8的配合比制作而成，其物理力學參數見表2。模塊尺寸為12 cm×6 cm×2 cm(長×寬×高)。模塊間用濃度為40%的白乳膠粘結，其內摩擦角為30. 6°，粘聚力為115. 36 kPa。邊坡模型長0.60 m，高0.60 m，厚0.12 m，見圖1。邊坡后緣設置5個加速度傳感器(D1～D5)，傳感器布置見圖2。為便于描述加速度峰值大小，將邊坡上監(jiān)測點的動力響應加速度峰值與邊坡底部D1點的加速度峰值的比值定義為PGA(Peak Ground Acceleration)放大系數。

表2 試驗材料物理力學參數

圖1 邊坡模型

圖2 監(jiān)測點布置(單位：cm)

1.3 數值計算條件

參考室內振動臺模型試驗邊坡的原型，設置模型高為36 m，底部邊長為34 m，邊坡坡角60°，巖層傾角75°，巖層厚度1.1 m，軟弱夾層厚度0.1 m。計算模型及網格劃分見圖3。共計2 762個單元，3 562個節(jié)點。將巖石及結構面材料設置為彈塑性材料，服從Mohr-Coulomb屈服準則。巖石及結構面物理力學參數見表3。

圖3 數值計算模型

表3 巖體及結構面物理力學參數

本文研究對象為反傾層狀巖質邊坡，基巖彈性模量較大，屬于剛性地基，因此模型底部不設置靜態(tài)邊界條件，模型四周為自由場邊界。

在坡體內部距邊坡后緣10 m處豎直方向上，在邊坡底部、距邊坡底部6、15、24 m和33 m處設置監(jiān)測點(A1～A5)，與室內試驗布置的監(jiān)測點(D1～D5)相對應，邊界條件和監(jiān)測點布置見圖4。

在模型底部設置加速度監(jiān)測點，與輸入的加速度時程曲線進行對比，結果證明2條曲線基本無差異，說明地震波輸入正確。為了驗證邊界條件的正確性，在模型左側和右側邊界設置了監(jiān)測點，監(jiān)測其加速度，結果證明邊界模擬效果良好，2條加速度時程曲線無明顯差異。

圖4 監(jiān)測點布設及邊界條件

1.4 數值模擬的試驗驗證

為驗證數值模擬的合理性，設計頻率為5 Hz、震動強度為0.1g和頻率為5 Hz、震動強度為0.2g這2種工況進行室內振動臺試驗，并對其進行數值模擬，將得到的結果進行對比。室內試驗中的加速度傳感器D1～D5分別與模擬工況的A1～A5這5個監(jiān)測點對應，分別求出其PGA放大系數進行對比。室內試驗與數值模擬結果對比見圖5。

圖5 數值模擬與室內試驗結果對比

從圖5可以看出，模擬結果較試驗結果偏大，這是由于數值模擬的條件更為理想化，室內試驗有很多影響因素，如振動臺與模型底部的摩擦力，部分坡體間粘結不太均勻等，在數值模擬工況中并沒有考慮。但數值計算和模型試驗結果總體規(guī)律是一致的，說明數值模擬與室內試驗吻合較好，結果可信。

2 結果及分析

2.1 室內試驗

室內模型試驗采用峰值加速度為2g、頻率為20 Hz的正弦波進行加載。振動臺試驗不同時刻邊坡破壞情形見圖6。從圖6可知，t=5 s時，邊坡模型的坡面中部淺層巖體發(fā)生破壞，且伴有零星掉塊現象；t=10 s時，邊坡模型中下部拉張裂縫開始發(fā)育，但并不明顯；t=15 s時，邊坡模型中下部拉張裂縫的發(fā)育明顯，且開始向邊坡內部發(fā)展；t=20 s時，部分巖體開始向臨空面方向剪出；t=25 s時，邊坡模型中下部巖體開始大面積向臨空面方向剪出；t=30 s時，邊坡模型出現大面積垮塌現象，邊坡上部巖體出現向臨空面彎曲現象。

圖6 振動臺試驗不同時刻邊坡破壞情形

通過室內試驗可以看出，輸入高頻率、大振幅的橫向正弦波，反傾層狀巖質邊坡破壞初期主要為坡面中部淺表部的巖體松動，出現零星掉塊現象，此時邊坡并未發(fā)生整體失穩(wěn)。邊坡整體失穩(wěn)是由于裂隙發(fā)展、延伸并逐漸貫通，最終引起邊坡發(fā)生大面積的崩塌破壞。裂隙從邊坡的中下部開始發(fā)育，沿結構面不斷向內部和上部延伸，同時，由于震動的持續(xù)，邊坡內部巖體發(fā)生錯動，并向臨空面方向剪出，最終裂隙貫通，導致邊坡的整體失穩(wěn)。

通過對試驗不同階段破壞模式進行分析，可將反傾層狀巖質邊坡的變形破壞分為以下3個階段：

(1)坡面淺表部松動，裂隙產生階段。在震動初期，邊坡的變形破壞主要發(fā)生在坡面的淺表部，表現為松動和掉塊現象；隨著震動的持續(xù)，邊坡中下部開始出現拉張裂縫，地震產生的應力波在結構面處相互疊加，產生拉應力，是裂縫產生的重要原因[14]。

(2)裂隙延伸，巖體錯動階段。持續(xù)的震動導致裂隙沿結構面向邊坡內部和上部延伸并擴張，且坡體內部巖體的錯動不斷加劇，并向臨空面方向剪出，部分巖體出現脫層現象。

(3)裂隙貫通，邊坡大面積垮塌。裂隙的擴展及巖體的錯動形成貫通的結構面，導致邊坡大面積崩塌，破壞面呈階梯狀，崩塌部分上部巖體向臨空面方向彎曲，雖然并未掉落，但裂隙已經開裂，形成危巖體，若震后受到外部荷載作用，則可能發(fā)生破壞[15]。

2.2 數值模擬

采用FLAC3D軟件對室內模型試驗進行模擬。根據相似比確定輸入的地震波的加速度為1.2g，頻率為20 Hz，模擬結果見圖7。從圖7可以看出，當t=5、10、15、20、25 s和30 s時，模型最大位移量分別為1.27、2.71、4.16、5.63、7.09 mm和8.56 mm。模型的形變量隨著時間的增加而逐漸增大。

圖7 數值模擬不同時刻邊坡位移云圖

由模擬結果可知，在輸入高頻率、大振幅的橫向正弦波時，模型的最大位移處在坡面中部，其次為邊坡頂部、坡肩及坡腳處，模型最小位移處在邊坡后部和底部，位移量從邊坡中部向邊坡后部和底部依次遞減，這與室內試驗邊坡破壞規(guī)律近似一致。地震波持時也對反傾層狀巖質邊坡的失穩(wěn)具有很大影響[16]，即隨著震動的持續(xù)，邊坡各部分的位移持續(xù)增大[17]，但其分布規(guī)律基本不變。

3 結 語

本文通過振動臺試驗和數值分析，研究了強震作用下反傾層狀巖質邊坡的變形破壞模式及變形規(guī)律，得到如下結論：

(1)地震波持時對反傾層狀巖質邊坡失穩(wěn)有很大影響，主要表現在坡體的位移不斷增大，坡內能量不斷累積，裂隙不斷發(fā)育發(fā)展。

(2)裂隙的產生、發(fā)育和貫通是導致反傾層狀巖質邊坡整體失穩(wěn)的主要原因。裂隙從邊坡的中下部開始發(fā)育，沿結構面不斷向邊坡內部和上部延伸，最終貫通，導致邊坡大面積崩塌破壞。

(3)在輸入高頻率、大振幅的水平向正弦波的情況下，反傾層狀巖質邊坡的破壞模式為：坡面淺表部松動，開始產生裂隙，并持續(xù)發(fā)育，不斷向坡體內部及上部延伸，坡體內部發(fā)生巖體錯動并不斷加劇，直至裂隙貫通，邊坡大面積崩塌破壞。

(4)強震作用下，反傾層狀巖質邊坡的主要變形規(guī)律為：在震動初期，坡表部分巖體松動，最終脫離坡體形成墜落；隨著震動的持續(xù)，裂隙沿坡體內部結構面逐漸貫通，形成崩塌；崩塌產生后，崩塌處上部部分巖體向臨空面彎曲形成危巖體。