前缘锁固型峡谷边坡失稳源辨识与演化过程模拟

胡惠华 ，鲁光银，陈怡帆，尹湘杰，张鹏，林杭，陈昌富

(1. 湖南省交通规划勘察设计院有限公司，湖南 长沙，410200；2. 中南大学 地球科学与信息物理学院，湖南 长沙，410083；3. 中南大学 资源与安全工程学院，湖南 长沙，410083；4. 湖南大学 土木工程学院，湖南 长沙，410082)

近年来，为落实“十四五”综合交通运输发展规划，我国高速公路建设不断向山区推进。山区峡谷公路工程边坡存在大量地质灾害隐患，虽然可以利用公路的线型工程特点，通过灵活设计，尽力避免“深挖高填”，但在山区峡谷公路中，工程边坡的数量和规模仍然较大。公路工程边坡是指对公路沿线构筑物的安全具有直接或间接影响的各类人工边坡或天然山体边坡，包括经过挖填改造的路基边坡设置桥梁基础的山体边坡以及隧道进出口段边坡。峡谷边坡的形成是一个动态的过程，其演化全过程包括表生改造、时效变形和破坏发展3个阶段。在自重应力场作用下，峡谷边坡的浅表部位一般处于平衡状态或时效变形过程中[1]。公路建造对峡谷边坡的挖填或扰动会加快边坡滑动面的孕育和演化过程，诱发边坡快速变形进入破坏阶段，导致峡谷边坡大范围变形与破坏，形成滑坡、崩塌等地质灾害[2-3]。其中，滑坡是最危险的地质灾害之一，在世界范围内造成了重大人员伤亡和经济损失[4-5]。山区峡谷高速公路在营运期间发生滑坡，不仅会造成交通中断和维护困难，而且将严重降低高速公路的运行效率。对公路工程边坡开展稳定性和变形失稳分析，可以了解其破坏过程的失稳机理[6]。前人建立的人工边坡稳定性分析方法可用于公路工程边坡稳定性分析。目前，对于边坡稳定性的分析方法主要包括定量分析和定性分析，如工程类比法、图解法[7-8]等属于定性分析方法，而刚体极限平衡法[9-11]、塑性极限分析法[12-13]及数值分析法[14-16]等属于定量分析方法。1937 年，TAYLOR 提出了基于摩擦圆法的土坡稳定图表，之后，SARKAR 等[17-19]对相关的边坡稳定性图表进行了研究。根据地质调查结果和岩土体介质特征，殷跃平[20]将三峡库区边坡结构划分为顺层边坡、平缓软硬岩层互层边坡、滑崩堆积体边坡、溶塌角砾岩边坡、层状碎裂岩体边坡等，并分析了相应的破坏模式。AZARAFZA等[21]综述了用于不同破坏机制下天然边坡和人工切割边坡稳定性分析的极限平衡方法。DENG等[22]考虑边坡外部荷载作用条件，采用多种极限平衡法对比了它们在计算边坡稳定性上的差异。此外，在极限平衡框架下，DENG等[23-24]提出了一种利用任意曲线滑动面的线性Mohr-Coulomb 准则和非线性Hoek-Brown 强度准则分析岩质边坡稳定性。雷远见等[25]对多结构面岩质边坡岩块和结构面参数进行折减，开展了稳定性分析计算。赵尚毅等[26]采用非线性有限元强度折减法分析了节理岩质边坡的稳定性。曹平等[27]基于现场调查和赤平投影方法分析了湖南省竹城(竹市—城奇)公路K81—K83 段层状岩质边坡潜在变形滑动机理，并结合UDEC软件开展了边坡稳定性计算，根据边坡位移变化规律提出了相应的防治措施设计。罗根传等[28]采用FLAC3D软件建立了泉南(泉州—南宁)高速南宁段改扩建工程K1369+400 右侧高边坡三维数值模型，分析了抗滑桩对边坡稳定性的加固效果。可见，前人对人工边坡或工程边坡稳定性和滑移机理进行了研究，对于人工边坡与工程边坡的防灾减灾具有较强的现实意义，但对边坡失稳源辨识的研究较少。张鹏等[29-30]提出了边坡失稳源的概念并对工程边坡的失稳源进行了初判，但未对边坡失稳源及辨识方法进行深入阐述，同时，研究的坡体模型也是简化后的规则模型，这不利于准确评估人工边坡或工程边坡稳定性以及深入探究其内在的失稳机制。

本文以典型的硬质岩峡谷区前缘锁固型高陡边坡——湖南省汝郴(汝城—郴州)高速公路K65+400—K65+690 段吊坎垄峡谷隧道与桥梁搭接处边坡为研究对象，基于该边坡在天然条件下的稳定性和开挖扰动引起的坡体变形情况，识别该峡谷边坡在不同工况下的失稳源，并运用有限差分软件开展边坡稳定性演化全过程模拟，结合工程实际进一步讨论该边坡的失稳机理。本文研究成果可以为其他类似边坡的稳定性评价及边坡工程的设计与施工等提供参考。

1 工程概况

吊坎垄前缘锁固型峡谷边坡(以下简称吊坎垄边坡)为湖南省汝郴高速K65+400—K65+690 段峡谷型山体边坡，属于构造剥蚀地貌，地形陡峻，坡面岩石裸露，在其上布置五一村大桥的3 号桥墩、4号桥台以及吊坎垄隧道进口段，见图1。

图1 吊坎垄边坡地貌及公路线位图Fig.1 Landforms and road lines at Diaokanlang slope

与桥梁和隧道安全紧密相关的边坡宽约180 m，总高度约300 m，离坡底180 m 高处有1 个80～100 m宽的平面，边坡坡面倾向约为130°，坡角为35°～55°。边坡地质断面(右幅桥位)如图2所示。

图2 吊坎垄边坡工程地质断面图Fig. 2 Engineering geological section of Diaokanlang slope

坡体由硬质石英砂岩夹紫红砂岩组成，岩层反倾，倾向约为272°，倾角约为35°；顺坡向的逆断层F13是边坡深层稳定性的主控结构面，其产状为150°∠40°～44°，最大埋深约为100 m，与边坡坡面基本平行，但被其他断层F11和F15错断，逆断层F13 上下错断距离约30 m。坡脚还发育有陡倾角平移断层F11 及与其平行的断层F14 和F15，这组平移断层总体倾向约为146°，总体倾角约为77°。边坡体内发育4 组主要节理，其产状分别为171°∠66°、117°∠66°、33°∠83°和236°∠71°，均为陡倾节理，不是边坡变形失稳的控制结构面，但对坡体起到了切割作用，其密集分布大大削弱了岩体强度。逆断层F13之上影响桥梁和隧道工程安全的坡体体积约为320 万m3。其右侧相邻的边坡块体因坡体完整性较差且处于河谷直角转弯处，受洪水侵蚀冲刷作用更加强烈，已有约200 万m3岩体失稳滑落而留下滑腔(见图1)。

2 边坡失稳源辨识

2.1 边坡失稳源定义及工程意义

边坡失稳破坏要经历一个复杂的变形演化过程，一般是边坡在自重应力场驱动下，因时效变形持续发展，或因可变因素触发，边坡某个部位首先孕育产生剪切变形，进而出现累进性变形破裂，直至潜在滑动面贯通形成最终破坏的过程。因此，可将边坡中因剪切作用形成的塑性变形起始区定义为边坡失稳源[29]。本研究中，失稳源定义强调的是边坡岩体最开始出现的剪切变形区，体现了边坡在外在因素影响下的损伤积累与渐进失稳过程。其工程意义在于：可以根据边坡失稳源辨识结果进行较大尺度的工程地质分区研究，从而针对可能存在边坡失稳源的区域进行地表和深部位移监测，推演边坡的位移场演化与时效变形规律；通过人工智能方法可进一步确定坡体潜在滑动面位置；最后，结合反演分析定量确定边坡的岩土体参数和稳定状态，有利于对稳定性较差的边坡进行精准预警和快速控制。可见，开展边坡失稳源辨识研究是工程边坡智慧诊断与防控的基础，能够在有效控制边坡失稳风险的同时，大大节省工程投入。

2.2 吊坎垄边坡失稳源初判

吊坎垄边坡结构复杂，坡体由硬质石英砂岩夹紫红砂岩组成，断层及卸荷裂隙发育，包括顺坡向的中等倾角逆断层F13、顺坡向的陡倾角平移断层F11 及断层F14 和F15，且自然风化、强降雨作用强烈。2011 年在坡脚抗滑桩施工过程中发现已贯通的公路隧道离洞口60～80 m处，钢筋混凝土衬砌出现多道环形裂缝。监测结果表明，该边坡在高速公路修建过程中产生了蠕滑变形，具有变形不断扩大甚至失稳破坏的趋势。其变形演化过程与失稳机理较复杂。相应地，基于不同的演化过程与失稳机理，吊坎垄边坡将形成不同的失稳源。

1) 与边坡坡面近似平行的深部断层F13抗剪强度低，但未在坡脚处临空出露，坡脚岩体结构起到了锁固作用。因此，吊坎垄边坡深层的变形失稳机理为滑移—拉裂—剪断“三段”式破坏，即中部沿逆断层F13蠕滑、后缘拉裂、下部剪断。在自重应力场的驱动下，断层F13的中部可能首先产生剪切变形，成为吊坎垄边坡深层变形破坏的失稳源。

2) 吊坎垄边坡浅层的变形失稳机理为蠕滑—拉裂破坏，即前部破碎岩体蠕滑、后缘沿节理拉裂。边坡前部临近坡面的破碎岩体，因应力集中可能首先出现剪切变形和损伤破坏，是吊坎垄边坡浅层变形破坏的失稳源。

3 吊坎垄边坡数值模型构建

边坡失稳源的力学行为本质上依旧属于剪切变形，故可通过开展边坡变形失稳机理分析，对其进行识别与判断。考虑到吊坎垄边坡地质模型复杂，影响因素众多，已有研究中的理论解析方法难以直接应用，本文利用有限差分数值软件FLAC3D模拟该边坡失稳全过程中的变形破坏及演变规律。有限差分法是将问题的基本方程和边界条件以简单、直观的差分方式来表述，使得其更易于在工程实际中应用。近年来，有限差分法在岩石力学领域得到广泛应用。

按照吊坎垄边坡的地质模型，建立如图3所示数值模型。模型水平和垂直方向的计算长度分别取555 m 和335 m。模型边界条件为：在侧面设置外法向的滑动支座即水平方向上位移被约束、在底部设置固定支座即水平和竖向位移均被约束；顶面为自由边界。网格单元采用Mohr-Coulomb elastoplastic 模型，边坡模型中的结构面及断层则采用interface接触单元进行模拟。

图3 吊坎垄边坡数值模型Fig. 3 Numerical model of Diaokanlang slope

根据吊坎垄边坡地质调查报告，坡体主要由石英砂岩构成，坡脚局部地区存在历史失稳现象，形成了松散堆积体，厚度不超过10 m。因此，边坡模型在数值计算中的物理力学参数设置为：断层F13以上单元赋予破碎石英砂岩参数值，坡体模型其余部分则赋予较破碎石英砂岩参数值，松散堆积体参数根据堆积坡体稳定性反演结果确定。具体的力学参数分别如表1和表2所示。

表1 边坡岩体力学强度指标Table 1 Mechanical strength indexes of slope rock mass

表2 结构面力学强度指标Table 2 Mechanical strength indexes of structural surfaces

Mohr-Coulomb屈服准则的一般表达式为

式中：τ为剪切强度，MPa；c为黏聚力，MPa；σn为法向应力，MPa；φ为内摩擦角，(°)。

经典边坡安全系数Ks被定义为潜在滑动面上的抗剪力与下滑力的比值。当采用Mohr-Coulomb屈服准则描述岩体破坏时，Ks的计算式为

式中：τg为由重力引起的下滑应力，MPa；l为潜在滑动面长度，m。

对式(2)两边同时除以系数Ks可得

式(3)表明，当边坡岩体强度参数折减Ks后，坡体达到临界稳定状态，如式(4)和(5)所示。

式中：ccr和φcr分别为边坡临界状态时的黏聚力和内摩擦角。由于强度折减法能够避免事先假定潜在滑动面的形状和位置，且适用于各种地形条件，故在岩土工程领域尤其是边坡稳定性分析领域内得到了广泛应用。

吊坎垄边坡失稳过程模拟也主要通过强度折减法实现，主要包括模拟天然工况下边坡的浅层和中层稳定性、隧道开挖作用下边坡深层稳定性、锁固岩体损伤导致边坡深层变形破坏和堆载反压后边坡稳定性的变化以及分析边坡不同部位失稳源的形成机理。

4 吊坎垄边坡演化过程模拟与失稳源辨识

4.1 天然边坡浅层和中层失稳源与稳定性分析

吊坎垄边坡在天然状态下处于时效变形阶段。边坡岩层受到多条断层交叉切割，且因卸荷改造，张性卸荷裂隙发育。在自重应力场驱动下，边坡深部虽然存在沿F13断层产生深层滑移的趋势，但由于F13断层埋藏较深，边坡前部断层F11与断层F15 之间岩体的锁固效应明显，F13 断层未形成塑性变形区。天然边坡塑性区分布如图4所示。在平衡状态下，位于边坡前部的破碎岩体因应力集中发生剪切破裂，形成塑性变形起始区，属于边坡浅层变形破坏的失稳源。但塑性变形区向上扩展至边坡中段后处于平衡状态，滑动面未完全贯通。

图4 天然边坡塑性区分布Fig. 4 Distribution of plastic zones of natural slope

总体而言，该边坡在天然状态下，浅层和中层潜在滑动面稍成型但未完全贯通；深层潜在滑动面由于受到前缘锁固段的控制作用，处于稳定状态。于边坡滑体被结构面切割形成的3部分各表面设置监测点，采用位移突变法记录边坡表面各监测点随强度折减系数变化的水平位移。天然边坡各监测点位移突变规律如图5所示。从图5可见当Ks=1.04 时，曲线发生突变，因此，该边坡在天然无扰动条件下的稳定系数为1.04，处于欠稳定状态。

4.2 隧道开挖诱发边坡深层失稳源形成原因

隧道开挖后，一方面，岩体开挖对工程边坡起到了一定程度的减重作用，降低了工程边坡的下滑力；另一方面，受施工荷载影响，结构面发生损伤积累以及抗剪强度降低，在两者共同作用下，坡体内部发生应力重新分布，同时伴随着相应的位移演化，以达到新的平衡状态。为探讨三维应力状态下隧道开挖对边坡变形失稳机理及稳定性的影响，本文建立了相应三维模型并根据此时岩体参数进行计算。从机理上看，隧道开挖导致岩体应力重新分布且对原生裂隙造成一定扰动，诱发原生裂隙的扩展和次生裂隙的产生，造成了边坡岩体的强度降低，因此，在FLAC3D数值仿真中，该劣化过程可以通过对边坡模型岩体强度参数进行合理折减来实现，以模拟隧道开挖对岩体造成的扰动和损伤。折减程度可根据现场取样开展力学实验得到的结果来确定。在本次模拟中，边坡岩体强度参数折减的比例为0.975。

按照图4所示监测点位置在三维模型相似位置布置监测点，监测边坡表面总位移随折减系数的变化，结果如图6 所示。从图6 可见：曲线在Ks=1.00时发生突变，因此，该边坡在受隧道开挖扰动后的稳定系数为1.00，说明该边坡正处在临界稳定状态。隧道开挖扰动后边坡总位移云图如图7 所示。由图7 可知，断层F13 中部出现较大的变形区，是边坡深层变形破坏的失稳源。最大位移区域由断层F13及F14围闭而成。但由于坡脚处的锁固作用，边坡整体仍未发生较大幅度的滑移变形。隧道施工诱发了断层F13形成深部失稳源，并出现一定程度的蠕滑，断层F13之上岩体产生变形。开挖导致隧道衬砌开裂情况[10]见图8。从图8 可见：距洞口60～80 m段的隧道二衬出现环形开裂，这是断层F13上盘岩体沿陡倾裂隙拉裂变形所致；张鹏等[29]于同期进行边坡深部位移监测时也发现公路隧道进口段之下的断层F13部位已有蠕滑迹象。

图6 隧道开挖扰动后边坡测点位移突变规律Fig. 6 Displacement mutation law of measuring points after tunnel excavation disturbance

图7 隧道开挖扰动后边坡总位移云图Fig. 7 Displacement contour of slope after tunnel excavation disturbance

图8 开挖导致距洞口60～80 m段的隧道衬砌开裂[10]Fig. 8 Cracking of tunnel lining 60-80 m away from the entrance caused by excavation[10]

4.3 锁固岩体损伤诱发边坡深层失稳预测

在对边坡进行处治施工过程中，考虑到连续降雨天气的影响，坡脚地下水丰富，坡脚处施工难度大，难以顺利推进。若在坡脚处开挖抗滑桩或大规模锚索布置，将进一步导致坡脚处锁固段岩体出现损伤。具体而言，降雨会造成锁固段区域岩土体软化，而抗滑桩开挖或布置锚索则使锁固段区域岩体完整性降低，两者均会导致锁固段区域岩体强度降低。为反映这两者对边坡锁固岩体的综合损伤作用，本文直接对锁固段区域岩体参数进行折减，然后对边坡失稳过程进行模拟，以分析锁固岩体损伤对边坡稳定性和变形的影响。锁固岩体损伤后边坡监测点位移突变规律见图9。从图9 可见位移监测曲线在Ks=0.936 时发生突变，意味着边坡安全系数进一步降低，边坡处于深层变形失稳状态，并存在快速滑移的危险。

图9 锁固岩体损伤后边坡测点位移突变规律Fig. 9 Displacement mutation law of measuring points after locking rock mass damage

锁固岩体损伤后边坡塑性区分布见图10。对图10 中边坡塑性区云图进行分析可知，模型塑性单元以剪切破坏为主，且主要集中在坡脚和深部断层F13处。综合对比图10与图7可知：坡脚开挖前，深部断层F13中部首先发生较大剪切变形，但由于坡脚处地质结构的锁固作用，边坡整体仍未发生较大幅度的滑移变形。若在坡脚开挖抗滑桩或大规模布置锚索，锁固岩体将形成新的塑性区，潜在滑动面从坡脚开始，贯穿断层F14 和断层F15，连接断层F13 的塑性区，形成搭接状折线型深部滑面。

图10 锁固岩体损伤后边坡塑性区分布Fig. 10 Distribution of plastic zones after locking rock mass damage

总之，若在坡脚开挖抗滑桩或进行大量的锚索施工，将损伤前缘锁固岩体，进一步导致边坡应力重新分布，在锁固岩体中形成塑性区，并与深部断层F13 上的塑性区贯通，坡体将发生深层失稳。

4.4 吊坎垄边坡失稳源及稳定性控制

根据以上吊坎垄边坡变形规律及破坏机制可知，需加大前缘锁固段的局部强度，提高边坡的整体稳定性。经计算，深层变形失稳的坡体体积约320 万m3。为了快速给处于变形失稳状态的边坡提供抗滑力，并避免继续损伤锁固岩体，需对边坡进行加固。采用级配碎块石在坡脚分台阶堆载反压方案，沟底全断面堆载反压碎石高度为30 m，护坡堆载反压高度为30 m，从而达到增加边坡前缘锁固段滑动面上的所受竖向应力以间接提高其抗剪强度的目的。监测结果表明，分台阶堆载反压后的边坡整体稳定。边坡加固方案如图11所示，边坡加固后的景观如图12所示。

图11 吊坎垄边坡加固方案Fig.11 Reinforcement scheme of Diaokanlang slope

图12 吊坎垄边坡加固后景观Fig. 12 Landscape of Diaokanlang slope after reinforcement

对加固边坡失稳过程进行模拟，得到分台阶堆载反压边坡平衡状态的总位移云图，如图13 所示。从图13 可见：与加固前相比，该边坡的位移及破坏模式存在较大变化；原有中层潜在滑面的坡脚受到较强的反压、约束作用，中层潜在滑面未见发育；深层塑性区同样受到较大抑制，最大位移发生在坡体表层。

图13 分台阶堆载反压后边坡总位移云图Fig. 13 Displacement contour of slope after partition backpressure

分台阶堆载反压后边坡监测点位移演化见图14。从图14 可知：经分台阶反压后，从坡脚剪出的深层和中层潜在滑动面的坡体安全系数超过1.30，浅层坡体安全系数为1.25，并且测点2 的水平位移稍大于测点1 的水平位移，说明堆载反压时，边坡浅层潜在滑动面的破坏模式呈牵引式。

图14 分台阶堆载反压后边坡监测点位移演化Fig. 14 Displacement mutation law of measuring points after partition backpressure

分台阶堆载反压后临界边坡塑性区分布见图15。从图15 可见：分台阶反压对深层和中层潜在滑动面上的失稳源控制作用明显，较大地提高了边坡的深层和中层稳定性；对边坡浅层失稳源具有一定的控制作用，需辅以锚杆防护。

图15 分台阶堆载反压后临界边坡塑性区分布Fig. 15 Distribution of plastic zones of critical slope after partition backpressure

5 结论

1) 吊坎垄前缘锁固型峡谷边坡的浅层变形失稳机理为蠕滑—拉裂破坏。边坡临近坡面的破碎岩体因应力集中率先出现损伤破坏和剪切变形，属于边坡浅层变形破坏的失稳源。深层变形失稳机理为滑移—拉裂—剪断“三段”式破坏。在自重应力场的驱动下，断层F13中部最先产生剪切变形，为边坡深层变形破坏的失稳源。

2) 吊坎垄前缘锁固型峡谷边坡的浅层坡体在自然状态下，塑性变形区从坡脚附近向上扩展至边坡中段后处于平衡状态，边坡浅层潜在滑动面处于欠稳定状态。由于前缘锁固效应，边坡深层潜在滑动面在自然状态下处于稳定状态。

3) 在隧道施工的爆破和机械等作用下，吊坎垄峡谷边坡岩体经历损伤积累和抗剪强度降低，致使边坡浅层和中层塑性区扩展，并诱发了深部断层F13中部形成塑性区，其为边坡深层变形破坏的失稳源，引发了吊坎垄峡谷边坡整体沿深部断层F13蠕滑变形，并被监控量测的结果印证，边坡整体处于临界稳定状态。

4) 若在边坡前缘锁固岩体上开挖抗滑桩或大量布置锚索且未及时浇筑混凝土，则锁固岩体将出现较大损伤并形成新的塑性区，进而会诱发深部断层F13上的塑性变形区扩张，致使边坡沿深部断层F13变形失稳。经过快速反压，边坡变形得到控制，避免了桥梁与隧道被损毁。