硅質(zhì)巖路塹邊坡穩(wěn)定性分析
——以廣西資-興高速公路邊坡為例

張 瑩,蘇生瑞, 李景山 ,蘇 憶(.長安大學(xué)地質(zhì)工程與測繪學(xué)院 陜西 西安 70054；.中鐵第一勘查設(shè)計院集團(tuán)有限公司 陜西 西安 70043)

硅質(zhì)巖路塹邊坡穩(wěn)定性分析
——以廣西資-興高速公路邊坡為例

張 瑩1,蘇生瑞1, 李景山2,蘇 憶2
(1.長安大學(xué)地質(zhì)工程與測繪學(xué)院 陜西 西安 710054；2.中鐵第一勘查設(shè)計院集團(tuán)有限公司 陜西 西安 710043)

本文針對硅質(zhì)巖路塹邊坡，先通過野外調(diào)查測量，得到結(jié)構(gòu)面的概率模型，然后進(jìn)行室內(nèi)吸水性試驗、單軸壓縮變形試驗、抗拉強度試驗及直接剪切試驗得到硅質(zhì)巖的物理力學(xué)參數(shù)，為數(shù)值模擬提供依據(jù)；最后通過有限元強度折減法，對基于Monte Carlo隨機模擬的方法生成的模型進(jìn)行計算。試驗結(jié)果表明，硅質(zhì)巖十分致密，強度大，單軸壓縮時，在應(yīng)力為峰值應(yīng)力的50%～65%時，巖體進(jìn)入裂縫急劇擴展階段，此時的應(yīng)力—應(yīng)變曲線出現(xiàn)“平臺”。但“平臺”過后應(yīng)力還能繼續(xù)增長，直至劈裂破壞。以硅質(zhì)巖為代表的有軟弱結(jié)構(gòu)面的硬質(zhì)巖邊坡在天然條件下一般處于穩(wěn)定狀態(tài)，此時軟弱夾層因受壓緊密不易發(fā)生滑動，而在開挖揭露軟弱夾層后，坡體才產(chǎn)生順結(jié)構(gòu)面的下滑現(xiàn)象。模擬結(jié)果表明，在原始坡形及開挖二級邊坡時，坡體的穩(wěn)定性較好，發(fā)生破壞的概率較小，而在開挖到一級邊坡時，發(fā)生失穩(wěn)的概率為76%。坡體的破壞模式為開挖導(dǎo)致的應(yīng)力重分布使坡腳處先產(chǎn)生應(yīng)力集中，巖體內(nèi)的微破裂逐漸累積，變形主要沿著結(jié)構(gòu)面及結(jié)構(gòu)面上的巖體向坡體后緣擴展直至貫通，形成滑移—拉裂式破壞。50次計算結(jié)果的疊加表明，潛在滑面發(fā)生在與開挖面垂直距離7～9 m的概率為46%，最深的位置在11.3 m，這一結(jié)果可為坡體的支護(hù)設(shè)計提供依據(jù)。

硅質(zhì)巖；結(jié)構(gòu)面模擬網(wǎng)絡(luò)模擬；節(jié)理巖質(zhì)邊坡；穩(wěn)定性分析

0 引言

硅質(zhì)巖在廣西廣泛分布，巖石硬度大，但較脆易裂，節(jié)理發(fā)育[1]。資(源)-興(安)高速位于廣西壯族自治區(qū)桂林市，研究區(qū)是坡度25°～45°的順層山體，硅質(zhì)巖表層光滑如鏡，巖體堅硬難以破碎，層間的裂隙十分發(fā)育，而在開挖后的巖體卻呈現(xiàn)一種鋸齒狀破碎現(xiàn)象。我國中西部地區(qū)山區(qū)分布廣泛，隨著山區(qū)公路、鐵路的建設(shè)，不可避免的進(jìn)行邊坡的開挖，而裂隙發(fā)育的層狀巖質(zhì)邊坡是在建設(shè)工程中常常遇到的類型。

前人對于硅質(zhì)巖的研究主要集中在沉積環(huán)境，化學(xué)成分及其分布[2-3]，對于巖體的力學(xué)性質(zhì)研究較少。由于層狀巖質(zhì)邊坡的破壞與失穩(wěn)是巖土工程重大災(zāi)害之一，研究其破壞類型，機制及穩(wěn)定性具有現(xiàn)實意義[4]。對于順層邊坡的研究,主要集中在層狀巖質(zhì)邊坡的破壞模式、破壞機制及不穩(wěn)定臨界長度分析[5]。例如李安洪等[6]在對大量順層巖質(zhì)邊坡調(diào)查研究的基礎(chǔ)上，總結(jié)出順層巖質(zhì)路塹邊坡的8種破壞模式，胡啟軍[7]認(rèn)為順層滑坡失穩(wěn)與破壞機理一般為滑移拉裂破壞與潰屈破壞，其中滑移拉裂破壞一般見于開挖的人工邊坡，而潰屈破壞一般發(fā)生在自然邊坡中。鄧榮貴等[8]通過對重慶至懷化的鐵路順層巖質(zhì)邊坡的研究，建立了不同開挖坡腳與巖層傾角的順層破壞的長度計算式。以往對于巖質(zhì)邊坡的結(jié)構(gòu)面的考慮多將其按貫通的連續(xù)結(jié)構(gòu)面處理，如林杭等[9]使用FLAC3D采用強度折減法模擬層狀巖質(zhì)邊坡的破壞模式，得到水平層狀坡頂變形破壞早于坡面和坡腳，形成拉破壞區(qū)，宋子嶺[10]通過對含軟弱夾層的順向巖質(zhì)邊坡應(yīng)用不同計算方法結(jié)果的對比，得到采用強度折減法計算的結(jié)果來評價邊坡穩(wěn)定性。而實際中結(jié)構(gòu)面為不連續(xù)和隨機的，采用結(jié)構(gòu)面網(wǎng)絡(luò)模擬可在計算機上求得表征結(jié)構(gòu)面分布特征的節(jié)理網(wǎng)絡(luò)圖像,其在工程實踐中的應(yīng)用主要為巖體質(zhì)量評價、巖體滲流分析。如汪小剛[11]和陳祖煜[12]將其應(yīng)用在水庫邊坡，搜索確定連通率。賈洪彪[13]搜索楔體及可動塊體確定巖體邊坡潛在破壞面及地下洞室穩(wěn)定性評價。楊超等[14]通過結(jié)構(gòu)面網(wǎng)絡(luò)模擬，將模擬結(jié)果與強度折減方法相結(jié)合，進(jìn)行節(jié)理巖質(zhì)邊坡的可靠性分析。對于節(jié)理巖體的破壞模式，劉剛等[15]開展多預(yù)制非貫通節(jié)理類巖石試件的單軸壓縮試驗，將巖體的破壞模式歸納為平面破壞、塊體轉(zhuǎn)動破壞和臺階式破壞三種，應(yīng)力應(yīng)變?nèi)^程曲線歸納了四種類型。

本文以廣西資興高速硅質(zhì)巖路塹邊坡為研究對象，由于研究區(qū)坡體結(jié)構(gòu)面的分布是不連續(xù)的和隨機的，先通過野外調(diào)查測量，得到結(jié)構(gòu)面的概率模型，然后室內(nèi)吸水性試驗、單軸壓縮變形試驗、抗拉強度試驗及直接剪切試驗得到硅質(zhì)巖的物理力學(xué)參數(shù)，最后通過有限元強度折減法，對基于Monte Carlo隨機模擬的方法生成的模型進(jìn)行計算，得到坡體的穩(wěn)定性與潛在滑裂面的深度的分布概率，為坡體的穩(wěn)定性評價與支護(hù)設(shè)計提供依據(jù)。

1 廣西資-興高速路塹邊坡工程概況

研究區(qū)位于廣西壯族自治區(qū)桂林市資源縣境內(nèi)，為資(源)興(安)高速K21+638～K21+810段路塹邊坡，屬于亞熱帶季風(fēng)濕潤區(qū)，受地形地勢影響，具有明顯的山地立體氣候特征，年平均氣溫為16.4 ℃。路線穿越鴨子頭河?xùn)|岸的斜坡地帶(110°42′33.91″E，26°06′29.23″N)，植被發(fā)育，低山地貌，高程495～535 m，相對高差約40 m，地形為單面山。坡體在縱向上呈直線型，坡度總體約為30°。根據(jù)現(xiàn)場調(diào)查，坡體上部為約0.6 m厚的坡積物，褐黃色，土質(zhì)不均，含礫石約25%，硬塑；下部為硅質(zhì)巖，青灰色，巖石堅硬，節(jié)理裂隙發(fā)育，以張開為主，中風(fēng)化。研究區(qū)地下水類型主要有孔隙水及基巖裂隙水，其中孔隙水主要分布在坡積層中，基巖裂隙水主要分布于硅質(zhì)巖裂隙中，硅質(zhì)巖裂隙多以張開為主，有利于大氣降水的補給。研究區(qū)位于江南地軸南緣與湘桂褶皺帶交匯處，為揚子準(zhǔn)地臺和南華準(zhǔn)地臺的過渡地帶，路線區(qū)域內(nèi)形成的褶皺和斷裂展布基本呈北北東向構(gòu)造，研究區(qū)附近發(fā)育資新斷裂，產(chǎn)狀為294°∠20°，為低角度正斷層，與線路走向基本一致。根據(jù)《中國地震動參數(shù)區(qū)劃圖》(GB 18306-2001)，研究區(qū)所在區(qū)域地震動峰值加速度小于0.05 g，相應(yīng)地震基本烈度小于Ⅵ度。

邊坡中節(jié)理較發(fā)育，采用測線法進(jìn)行測量。在野外對布置的6條測線，總長為81 m，得到結(jié)構(gòu)面的傾向、傾角、間距及跡長等參數(shù)，做出節(jié)理產(chǎn)狀等密度圖(圖1)以便為其分組。然后進(jìn)行結(jié)構(gòu)面的概率模型的建立，為方便分析，將第二組中傾向311°～25°范圍內(nèi)的結(jié)構(gòu)面產(chǎn)狀進(jìn)行轉(zhuǎn)換，設(shè)原始產(chǎn)狀為α∠β，轉(zhuǎn)換后的產(chǎn)狀為(α-180°)∠(180°-β)，統(tǒng)計后的各組結(jié)構(gòu)面參數(shù)及概率模型見表1。

圖1 節(jié)理等密圖Fig.1 Joint iso-intensity diagram

表1 實測結(jié)構(gòu)面幾何參數(shù)統(tǒng)計表Table 1 Joint geometry parameters statistics

2 硅質(zhì)巖的物理力學(xué)性質(zhì)

為了研究硅質(zhì)巖的物理力學(xué)性質(zhì)，在廣西資興高速K21+700～800處取樣，現(xiàn)場選取大直徑鉆孔巖心，封裝后運至實驗室，再分別按照各試驗要求加工成規(guī)定尺寸。

2.1 硅質(zhì)巖的吸水性

硅質(zhì)巖的吸水性試驗參照《工程巖體試驗方法標(biāo)準(zhǔn)》(GB/T 50266-2013)進(jìn)行，圓柱試樣直徑約50 mm，高約100 mm。將試件先采用自由浸水法飽和，然后采用真空抽氣法飽和試件，試驗結(jié)果(表2)表明硅質(zhì)巖的吸水率與飽和吸水率值相差不大，差值為0.01%～0.03%。

表2 吸水性試驗結(jié)果Table 2 Water absorption results

2.2 硅質(zhì)巖的壓縮變形試驗

(1)

式中：ΔV，Velastic——分別為試樣體積和彈性體積。

在單軸壓縮條件下，式(1)中圍壓σ3=0，則總體積應(yīng)變由軸向應(yīng)變和橫向應(yīng)變計算：

(2)

式中：εaxial，εlateral——分別為軸向和橫向應(yīng)變。

裂隙體積應(yīng)變?yōu)榭傮w積應(yīng)變減去彈性體積應(yīng)變，即：

εvc=εv-εve

(3)

圖2 應(yīng)力應(yīng)變?nèi)^程曲線Fig.2 Complete stress-strain curve

表3 單軸壓縮試驗結(jié)果Table 3 Uniaxial compression test results

根據(jù)試驗得到的應(yīng)力-應(yīng)變?nèi)^程曲線可知，硅質(zhì)巖的變形可劃分為不同的階段(圖3)。

(1)孔隙裂隙壓密階段，本階段試件中原有的微裂隙逐漸閉合，巖石被壓密，σ-εL曲線呈上凹型，曲線斜率隨應(yīng)力增加而逐漸增大，表明微裂隙的閉合開始較快，隨后逐漸減慢。

(2)彈性變形至微破裂穩(wěn)定發(fā)展階段，此時的σ-εL為近似直線關(guān)系，而σ-εv開始為直線關(guān)系，隨著σ的增加逐漸變?yōu)榍€關(guān)系。本階段的前半部分為彈性變形階段，后半部分為微破裂穩(wěn)定發(fā)展階段。在微破裂穩(wěn)定發(fā)展階段，試件中出現(xiàn)了新的微破裂，并隨著應(yīng)力增加而逐漸發(fā)展，σv-ε曲線也發(fā)生了彎曲。

(3)非穩(wěn)定破裂發(fā)展階段，進(jìn)入本階段后，微破裂的發(fā)展出現(xiàn)了質(zhì)的變化。由于破裂過程中所造成的應(yīng)力集中效應(yīng)顯著，即使外荷載保持不變，破裂仍會不斷發(fā)展，并在某些薄弱部位首先破壞，應(yīng)力重新分布，然后又引起次薄弱部位的破壞，破裂不斷發(fā)展，直至試件完全破壞。試件由體積壓縮轉(zhuǎn)為擴容，軸向應(yīng)變和體積應(yīng)變速率迅速增大。圖3與典型的巖塊應(yīng)力—應(yīng)變?nèi)^程曲線不同的是，非穩(wěn)定破裂發(fā)展階段可再分為兩個階段，第一階段，應(yīng)力加到70～80 MPa時(峰值應(yīng)力的50%～65%)，出現(xiàn)“平臺”，即應(yīng)力基本不變，微破裂迅速擴展，致使試件的橫向應(yīng)變急劇增大而軸向應(yīng)變基本保持原來的變化方式；第二階段，在“平臺”過后，應(yīng)力還能繼續(xù)增長，說明第一階段雖然巖體的橫向應(yīng)變增長迅速，但巖體仍然具有一定的強度，而在第二階段中巖樣的劈裂結(jié)構(gòu)面不斷增加，但試件仍然基本保持整體形狀，巖體內(nèi)的破裂進(jìn)入急劇擴展階段。

(4)破裂后階段，試件承載力達(dá)到峰值后，其內(nèi)部結(jié)構(gòu)完全破壞，本階段試件中的裂隙快速發(fā)展、交叉且相互聯(lián)合形成宏觀斷裂面，試件承載能力迅速下降。硅質(zhì)巖的破壞均為劈裂破壞，破裂后階段試件的σ-εv基本呈兩種情況。一種是應(yīng)力急劇下降而變形也有增大，出現(xiàn)幾個“外凸點”，說明試件內(nèi)的斷裂面不斷發(fā)展、甚至貫通，巖體的體應(yīng)變增大。另一種是出現(xiàn)“內(nèi)凹點”，說明已經(jīng)有部分塊體脫離試件，造成體應(yīng)變縮小。

圖3 試樣Y-1單軸壓縮應(yīng)力—應(yīng)變曲線Fig.3 Uniaxial compression stress-strain curve of Y-1

硅質(zhì)巖的應(yīng)力應(yīng)變?nèi)^程曲線為屈服后應(yīng)變硬化式，即在非穩(wěn)定破裂發(fā)展階段先出現(xiàn)“平臺”，屈服過后，應(yīng)力繼續(xù)增長，表現(xiàn)為應(yīng)變硬化，硬化后達(dá)到最大的軸向承載力，但是硬化的過程中巖塊的彈性模量明顯低于彈性破裂階段(斜率變緩)，這一現(xiàn)象出現(xiàn)的原因為在穩(wěn)定破裂階段巖塊內(nèi)已經(jīng)出現(xiàn)了大量的裂隙損傷，而在硬化階段巖塊內(nèi)發(fā)生豎向劈裂式破壞。在現(xiàn)場觀察到的巖體開挖后(圖4)也是產(chǎn)生脆性破壞，產(chǎn)生近于貫穿的裂隙，裂隙的方向與室內(nèi)試驗得到的一致。

2.3 硅質(zhì)巖的抗拉強度試驗

采用劈裂法進(jìn)行硅質(zhì)巖的單軸抗拉強度試驗，試件為圓柱體，直徑約為50 mm，高度約為50 mm。實驗設(shè)備及加載方法與單軸抗壓強度相同，結(jié)果見表4。

表4 單軸抗拉強度試驗結(jié)果Table 4 Uniaxial tension test results

2.4 硅質(zhì)巖的直剪試驗

采用變角板法進(jìn)行硅質(zhì)巖的直剪試驗，試件為圓柱體，直徑約為50 mm，高度約為50 mm。根據(jù)直接剪切試驗(圖5)，得到硅質(zhì)巖的抗剪強度參數(shù)為粘聚力c=65 MPa，內(nèi)摩擦角Φ=30°。

圖4 硅質(zhì)巖裂縫的豎向貫通Fig.4 Vertical penetration cracking of silicastone

圖5 τ-σ關(guān)系曲線Fig.5 τ-σ relation curve

2.5 室內(nèi)巖塊力學(xué)參數(shù)向巖體力學(xué)參數(shù)的轉(zhuǎn)換

根據(jù)1992年E.Hoek對Hoek-Brown強度準(zhǔn)則的改進(jìn)，得到廣義H-B巖體強度準(zhǔn)則，其表達(dá)式為[17]：

(1)

式中：σc——是巖塊單軸抗壓強度；mb，s，a——為反應(yīng)巖體特征的經(jīng)驗參數(shù)，其中，mb，a為針對不同巖體的經(jīng)驗參數(shù)，s反應(yīng)巖體破碎程度，取值范圍0～1。

E.Hoek和E.T.Brown結(jié)合Bieniawski巖體評分系統(tǒng)(RMR)提出了巖體參數(shù)mb，s，a的取值方法：

(2)

因此，當(dāng)σ3=0時，可導(dǎo)出弱化后的巖體單軸抗壓強度σmc為：

(3)

當(dāng)σ1=0時，可導(dǎo)出弱化后的巖體單軸抗拉強度σmt為：

(4)

由此可得，巖體粘結(jié)力Cm和摩擦角φm分別為：

(5)

根據(jù)上述改進(jìn)的Hoek-Brown強度準(zhǔn)則，將試驗得到的巖塊強度轉(zhuǎn)化為數(shù)值模擬中采用的巖體力學(xué)參數(shù)，并結(jié)合文獻(xiàn)[18]得到的結(jié)果見表5。

3 考慮隨機結(jié)構(gòu)面的邊坡穩(wěn)定性分析

3.1 結(jié)構(gòu)面網(wǎng)絡(luò)模型的建立

Monte Carlo隨機模擬方法，是按已知密度函數(shù)進(jìn)行“采樣”，從而得出與實際分布函數(shù)相應(yīng)的人工隨機變量。模擬時先根據(jù)測量統(tǒng)計得到的結(jié)構(gòu)面參數(shù)，建立結(jié)構(gòu)面概率統(tǒng)計模型(表1)，然后應(yīng)用Monte Carlo隨機模擬方法，根據(jù)模型中各個隨機變量的分布，在計算機上利用[0,1]區(qū)間內(nèi)的均勻隨機數(shù)來產(chǎn)生相應(yīng)的隨機變量或者抽樣樣本產(chǎn)生隨機數(shù)，最后可以根據(jù)模擬的結(jié)果得到結(jié)構(gòu)面的模擬網(wǎng)絡(luò)圖。根據(jù)結(jié)構(gòu)面的概率統(tǒng)計模型表知，本次模擬的概率模型為負(fù)指數(shù)分布和正態(tài)分布。

3.1.1 負(fù)指數(shù)分布隨機變量的產(chǎn)生

負(fù)指數(shù)概率密度函數(shù)f(x)定義為：

f(x)=λe-λx

(6)

其中λ=1/E(x)

式中：E(x)為x的期望值。

累計概率F(x)為：

(7)

令F(x)=1-r，則

r=1-F(x)=e-λx

(8)

因此

(9)

表明，負(fù)指數(shù)分布隨機變量x等于隨機數(shù)r的自然對數(shù)乘以負(fù)的x的期望值E(x)。

3.1.2 正態(tài)分布隨機變量的產(chǎn)生

正態(tài)分布概率密度函數(shù)f(x)定義為：

(10)

累計概率F(x)為：

(11)

F(x)是非可積函數(shù)，無法直接求得F(x)的解析表達(dá)式，因此需近似求解。用中心極限定理求得：

(12)

其中

(13)

(14)

y=lnx

(15)

式中：μy、σy——分別是y=lnx的平均值和標(biāo)準(zhǔn)差；

ri——是[0,1]范圍內(nèi)的均勻分布隨機數(shù)的第i個元素；

k——是所取ri元素的數(shù)目。

3.2 計算工況及參數(shù)

穩(wěn)定性計算的坡體位于資興高速K21+800段，為二級路塹邊坡，開挖邊坡坡率為1∶0.3(圖6)。使用有限元軟件MIDAS NX通過強度折減法對結(jié)構(gòu)面網(wǎng)絡(luò)模型進(jìn)行計算。對每一種結(jié)構(gòu)面網(wǎng)絡(luò)模擬結(jié)果都進(jìn)行三種工況分析，分別為原始坡面，開挖二級邊坡，開挖一級坡體進(jìn)行模擬，為了計算方便，坡體均設(shè)為硅質(zhì)巖，結(jié)構(gòu)面采用無厚度的接觸單元，物理力學(xué)參數(shù)采用改進(jìn)的Hoek-Brown強度準(zhǔn)則轉(zhuǎn)化后的摩爾庫倫模型(表5)，采用三角形+四邊形單元，建立的有限元模型見圖7。由于結(jié)構(gòu)面的分布具有隨機性，每次生成的模型都不盡相同，所以進(jìn)行50次模擬，每個模型都進(jìn)行三種工況的計算，分別為原始坡形、開挖二級邊坡及開挖一級邊坡。

圖6 地質(zhì)模型圖Fig.6 Geological model

圖7 原始坡形有限元計算模型圖Fig.7 Calculation model of natural slope

表5 物理力學(xué)參數(shù)Table 5 Physical and mechanical parameters

3.3 計算結(jié)果及分析

圖8～圖10為一次模擬結(jié)果進(jìn)行的不同工況的計算結(jié)果，可以看出，隨著坡體的開挖，安全系數(shù)下降十分明顯。原始狀態(tài)時，坡體處于穩(wěn)定狀態(tài)，此時結(jié)構(gòu)面因受壓緊密不易發(fā)生滑動，而在逐步開挖揭露結(jié)構(gòu)面后，坡體才產(chǎn)生順結(jié)構(gòu)面的下滑現(xiàn)象，形成滑移拉裂式破壞。并且可以看出，在每一級開挖后，坡體的位移集中在開挖的坡腳處。不同隨機模型計算出的坡體的穩(wěn)定性不同，對比圖10與圖11可知，靠近坡體表面，尤其是坡腳處的結(jié)構(gòu)面的數(shù)量越多、連通越好則坡體的穩(wěn)定性越小，說明結(jié)構(gòu)面的交切關(guān)系及數(shù)量控制著硬質(zhì)巖邊坡的穩(wěn)定性。

圖8 原始坡形位移云圖(FOS=1.7)Fig.8 Displacement nephogram of natural slope (FOS=1.7)

圖9 開挖二級邊坡位移云圖(FOS=1.22)Fig.9 Displacement nephogram of second cutting slope (FOS=1.22)

圖10 開挖一級邊坡位移云圖(FOS=1.03)Fig.10 Displacement nephogram of final cutting slope (FOS=1.03)

圖11 開挖一級邊坡位移云圖(FOS=1.26)Fig.11 Displacement nephogram of final cutting slope (FOS=1.26)

圖12～圖13為與圖9～圖10對應(yīng)的剪應(yīng)力云圖，由于Midas NX軟件可進(jìn)行變形結(jié)果的自動縮放，以便直觀的看到坡體的變形位置(實際結(jié)果并未如此夸張)。由最大剪應(yīng)力圖可看出，在開挖二級邊坡時，坡體內(nèi)的剪應(yīng)力主要集中在開挖坡腳與坡向近似一致的結(jié)構(gòu)面處，但范圍較小，由上述可知，此時坡體處于穩(wěn)定狀態(tài)，隨著進(jìn)一步對一級邊坡的開挖，剪應(yīng)力的分布沿著結(jié)構(gòu)面向坡體后緣擴展，由兩組結(jié)構(gòu)面逐漸形成貫通的滑移面，此時坡體的安全系數(shù)為1.03，處于欠穩(wěn)定狀態(tài)，因此，坡體的破壞為開挖導(dǎo)致的應(yīng)力重分布使坡腳處先產(chǎn)生應(yīng)力集中，巖體內(nèi)的微破裂逐漸累積，直至形成宏觀斷裂面，坡體的變形主要沿著結(jié)構(gòu)面及結(jié)構(gòu)面上的巖體向坡體后緣擴展直至貫通，破壞模式為滑移—拉裂式破壞。

圖12 開挖二級邊坡剪應(yīng)力云圖 (FOS=1.22)Fig.12 Shear stress nephogram of secondary cutting slope (FOS=1.22)

圖13 開挖一級邊坡剪應(yīng)力云圖(FOS=1.03)Fig.13 Shear stress nephogram of final cutting slope (FOS=1.03)

根據(jù)對50次模型的結(jié)果的統(tǒng)計，三種工況下的安全系數(shù)分布如圖14～圖16所示，在原始坡形及開挖二級邊坡時，坡體均處于基本穩(wěn)定至穩(wěn)定狀態(tài)，而在開挖一級邊坡時，坡體主要處于不穩(wěn)定至欠穩(wěn)定狀態(tài)，安全系數(shù)小于1.15的概率為38/50=0.76，表明該邊坡在天然狀態(tài)及開挖二級邊坡時，坡體的穩(wěn)定性較好，發(fā)生破壞的概率較小，而在開挖到一級邊坡時，發(fā)生失穩(wěn)的概率為76%，這一結(jié)果也與現(xiàn)場觀察到的“硅質(zhì)巖表層光滑如鏡，巖體堅硬難以破碎，而在開挖后的巖體卻呈現(xiàn)一種鋸齒狀破碎”現(xiàn)象十分吻合。因此，在開挖邊坡前需要進(jìn)行必要的支護(hù)，并注意對支護(hù)措施加以監(jiān)測，尤其應(yīng)注意靠近每一級坡腳處監(jiān)測數(shù)據(jù)的變化。由于在坡體開挖后，由于卸荷造成應(yīng)力松弛，坡體內(nèi)應(yīng)力的調(diào)整引發(fā)了相應(yīng)的位移變化，在實際工程中，位移的監(jiān)測相比應(yīng)力有更直觀、更簡便的優(yōu)點，一般認(rèn)為坡體內(nèi)某點位移小于5 mm時該點以內(nèi)的坡體處于穩(wěn)定狀態(tài)[19]。因此，將50次計算的位移結(jié)果疊加在一張圖上(圖17)，得出潛在滑面發(fā)生在與開挖面垂直距離7～9 m的概率為46%，最深的位置在11.3 m。

圖14 原始坡形安全系數(shù)統(tǒng)計圖Fig.14 Factor of safety statistics of natural slope

圖15 開挖二級邊坡安全系數(shù)統(tǒng)計圖Fig.15 Factor of safety statistics of secondary cutting slope

圖16 開挖一級邊坡安全系數(shù)統(tǒng)計圖Fig.16 Factor of safety statistics of final cutting slope

圖17 潛在滑面位置統(tǒng)計圖Fig.17 Potential sliding surface statistics

4 結(jié)語

本文通過室內(nèi)吸水性試驗、單軸壓縮試驗、單軸拉伸試驗及直接剪切試驗，結(jié)合理論分析，對硅質(zhì)巖的變形破壞特征進(jìn)行探討，并通過數(shù)值模擬，分析了開挖過程中硅質(zhì)巖路塹邊坡的穩(wěn)定性，主要得出如下結(jié)論：

(1) 硅質(zhì)巖的巖石致密，強度大，應(yīng)力應(yīng)變?nèi)^程曲線為屈服后應(yīng)變硬化式，即在非穩(wěn)定破裂發(fā)展階段當(dāng)應(yīng)力為峰值應(yīng)力的50%～65%時先出現(xiàn)“平臺”，屈服過后，應(yīng)力繼續(xù)增長，表現(xiàn)為應(yīng)變硬化，硬化后達(dá)到最大的軸向承載力，但是硬化的過程中巖塊的彈性模量明顯低于彈性破裂階段(斜率變緩)，這一現(xiàn)象出現(xiàn)的原因為在穩(wěn)定破裂階段巖塊內(nèi)已經(jīng)出現(xiàn)了大量的裂隙損傷，而在硬化階段巖塊內(nèi)發(fā)生豎向劈裂式破壞，形成貫通的裂隙，與現(xiàn)場觀察一致。

(2) 根據(jù)野外調(diào)查測量，得到結(jié)構(gòu)面的概率模型，基于Monte Carlo隨機模擬的方法生成的有限元模型。根據(jù)計算結(jié)果得到，該邊坡在天然狀態(tài)及開挖二級邊坡時，坡體的穩(wěn)定性較好，發(fā)生破壞的概率較小，而在開挖到一級邊坡時，發(fā)生失穩(wěn)的概率為76%。

(3) 坡體的破壞模式為滑移—拉裂式破壞，開挖導(dǎo)致的應(yīng)力重分布使坡腳處先產(chǎn)生應(yīng)力集中，巖體內(nèi)的微破裂逐漸累積，直至形成宏觀破裂面；坡體的變形主要沿著結(jié)構(gòu)面及結(jié)構(gòu)面上的巖體向坡體后緣擴展，直至貫通破壞。

(4) 對于50次計算結(jié)果的疊加表明，潛在滑面發(fā)生在與開挖面垂直距離7～9 m的概率為46%，最深的位置在11.3 m，這一結(jié)果可為坡體的支護(hù)設(shè)計提供依據(jù)。

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Stability analysis of silicolite cutting slope:A case study of the cutting slopealong Ziyuan-Xing’an expressway

ZHANG Ying1,SU Shengrui1,LI Jingshan2,SU Yi2
(1.SchoolofGeologyEngineeringandGeomatics,Chang’anUniversity,Xi’an,Shaanxi710054,China; 2.ChinaRailwayFirstSurrey&DesignInstituteGroupCo.,Ltd, ,Xi’an,Shaanxi710043,China)

Aiming at silicolite cutting slope, distribution model of discontinuities is established through the network modeling by field investigation firstly. Then thewater absorption, uniaxial compression tests, uniaxial tensile tests, direct shear tests are doneto get parameters for numerical simulations. Finally calculate the model generated by Monte Carlo random simulation through the finite element shear strength reduction method. And the tests results indicate that the silicastone is hard and compact. In uniaxial compression tests, when the compressive stress at the 50%～65% of the peak stress, rock enters the crack sharply extension stage, and the stress- strain curves appears a “platform”. But after the “platform”, the stress still increase until splitting failure. The hard rock slope represented by silicastone slope with weak structural surface are stable in natural condition and the discontinuity surfaces are compressed tightly to slide down hardly. However, as the slope cutting reveal the discontinuity surface, the slope slides along the discontinuity surface. And the simulated results indicate that the slope is stable in the original and secondary cutting slope, however, the slope failue probability during the final cutting slope cutting is 76%. The failure mode is sliding-tension type, as the excavating leads to stress concentration at the slope toe and the micro-fracture accumulate little by little, the deformation extend to the trailing edge of slope along the structural surface. The 50 times resultssuperposition shows that the deepest potential sliding surface lies in the 11.3 m and the 7～9 mdepth probability is 46%, and the results may provide basis for the supporting design.

silicolite; joint network simulation; jointed rock slope; stability analysis

2016-07-19;

2016-09-22

中鐵第一勘察設(shè)計院集團(tuán)有限公司科技項目(14-07)

張 瑩(1988-)，女，博士研究生，主要從事地質(zhì)工程方面研究。E-mail: zhangying919@126.com

10.16031/j.cnki.issn.1003-8035.2017.02.07

U213.1+3

A

1003-8035(2017)02-0049-10