地震作用下青川窝前顺层岩质边坡的变形破坏机理分析

郑海珍，张庆飞

(1.西南交通大学地球科学与环境工程学院，四川成都610031；2.四川省交通运输厅公路规划勘察设计研究院,四川成都610041)

当前，针对岩质边坡动力稳定性问题的研究仍简单地借用拟静力分析手段：边坡发生失稳时的位置及形状即是破坏面的位置及形状；动力作用下边坡失稳判据等均沿用拟静力分析的思路与方法[1]。此外，由于大型岩质边坡一般的三维特征效应明显，难以简化为二维，使分析对象的尺寸庞大、复杂、单元数目巨大；动力分析方法所需的工作量、计算量、计算时间即使是在计算机计算速度飞速发展的今天仍是棘手的难题。因此关于大型岩质边坡在地震作用下的动力有限元分析，成功的成果报道并不多[2]。

文献[3]提出边坡动力稳定性分析方法——相对位移法:首先判断破裂面是否贯通,如果不贯通边坡就不会整体失稳,至多是局部失稳。如果破裂面贯通,就要判断潜在滑体上关键点的相对位移是否突变,但考虑到边坡在地震作用下处于往复振动状态,稳定边坡位移可能会随之发生突变,故单凭位移突变尚难以判断,要再结合关键点的相对位移时程曲线的变化趋势是否收敛。

本文在研究青川窝前滑坡的工程地质条件和地震前、后变形破坏迹象地质调查资料的基础上，采用相对位移法对地震过程中窝前滑坡稳定性进行了离数值模拟、分析了地震作用下窝前顺层岩质边坡的变形破坏机理，验证了相对位移法分析地震作用下顺层岩质边坡变形破坏机理的可行性。

1 青川窝前滑坡基本特征

1.1 概述

青川县窝前滑坡，位于四川省青川县西南角的马公乡朝阳村，在江油市南面，平武县西面，属于龙门山系。2008年汶川“5·12”大地震前，唐家山地形，坡度40°～50°，植被茂盛，边坡稳定。滑坡区域处于朝阳河的上游，无阶地发育，滑坡所在山体为该区域的最高处，海拔高程为1 870 m，河谷处高程为1 280 m，相对高差为600 m。滑坡整个滑坡下滑时间30 s左右，滑坡体长360 m，平均宽度216 m，高120～180 m，体积约为1 200×104m3，由硅质灰岩、板岩组成，如图1。

图1 窝前滑坡远视

1.2 滑坡体特征

调查显示，滑坡后缘陡壁及滑源区主要出露灰岩，岩层产状340°∠20°，滑坡体主要由构造角砾岩、破裂岩碎斑岩以及断层泥组成，其中主要的两组节理面产状为345°∠47°、56°∠37°。滑源区发育两大结构面，一是石坎断层及破碎带，因断层活动后缘壁附近的岩体十分破碎，列面呈拉张状态；二是构造和卸荷裂隙面，顺斜坡走向发育。

1.3 滑面特征

滑床由寒武纪早世邱家河组灰黄色和青灰色的板岩组成，滑源区剪出口出露，基岩层面产状为308°∠18，为薄层板岩，平均厚度约10 cm，强度不高。滑床岩体中除板岩外，还夹有薄层的千枚岩，但是千枚岩的量很少，偶尔见到。斜坡表部局部发育一些荷裂隙，张开度3～10 cm。

1.4 地质构造

滑坡位于龙门山中央断裂之北川-林庵寺断裂上盘，后龙门山推覆岩带的南坝至马公之间的水观岩片区，内部褶皱构造发育。对窝前滑坡起主要控制作用的断裂带有：

1.4.1 前缘推覆断层—南坝断裂

此断裂属于北川——映秀断裂带的一部分，如图2中的①，区内经过南坝-平溪一带，断层走向北东-南西，呈舒缓波状延伸，断层倾向北西，倾角30°～40°，上盘为油房组，下盘为韩家店组，断裂带宽200～500 m，窝铅滑坡与该断裂带的垂直距离约5.5 km，位于该断裂带的北部。

1.4.2 石坎断层

该断层分布于南坝、石坎一带，如图2中的②，其南端与关帝庙断层合并，北端从平武向北东经过箭竹垭进入雁门坝，断面总体走向呈现为北东，倾向北西，倾角大约为60°，北西上盘为水晶组、邱家河组[4]，南东下盘主要为油房组，含少量邱家河组。在本次地震中，该断层在马公乡朝阳村出现了长达3公里的地表破裂，而且其北侧分支断裂刚好穿过了窝铅滑坡的后缘，成为本次窝铅滑坡产生的最主要原因之一[4]。

1.4.3 红马公平卧背斜

该背斜分布于青包山平卧向斜南倾，分布于河祖寺、马鞍石至红马公一带，即图2中的③，轴迹走向为北东东，轴面总体倾向北北西，倾角20°～30°。该背斜两翼为水晶组，核部主要为蜈蚣口组，但在与北西向湖石沟背形横跨交汇处蜈蚣口组之下，出现由水晶组和蜈蚣口组形成的构造窗。窝前滑坡位于该背斜的核部偏向南东翼，滑坡区域地层产状变化不大。

①南坝断裂 ②石坎断层 ③红马公平卧背斜图2 滑坡周边构造纲要

2 窝前滑坡稳定性数值模拟分析

2.1 自然边坡数值模型的建立

根据窝前顺层岩质边坡的实际状况，以实际地形为基础进行适当的简化。模型的高程方向为Z轴正向，临空面方向为X轴正向，模型总高度为320 m，底部长520 m，基座厚度为120 m，边坡高200 m。数值模型图如图3所示。

图3 模型计算

算例取J15、J16、J17、J18、J19、J20、J21、J22、J23、J24为监测点关键点，J14为监测基准点，十一个监测点所在位置见图4。

图4 边坡动力分析模型和监测点位置分布 单位(m)

根据现场室内试验、岩体条件、工程类比，反演和经验相结合的方法确定了该边坡岩体动态物理力学参数，见表1。

表1 岩体物理力学参数

2.2 边界条件及地震载荷

在利用FLAC3D数值模拟软件对弹塑性体的动力进行分析时，一定要注意动力问题的分析必须以静力分析为基础，也就是说必须在静力分析达到平衡状态之后，才能施加边坡动力分析的边界条件，进行动力分析[5]。

边坡静力分析的边界条件：模型底部采用边界竖直方向约束，两侧边界水平方向约束。

边坡动力分析的边界条件：模型四周采用自由场边界，以便动力计算过程当中，地震波及能量通过模型两侧的自由场边界发散；模型底部采用粘滞边界，用来吸收施加地震动力波。应该注意的是，在动力计算之前，应对静力塑性状态模型进行初始化，以确保模型的反应是地震荷载所产生的。见图5。

图5 数值模型边界条件示意

窝前滑坡距离断层200 m，属于极震区，所以采用绵竹清平台站检测记录的地震波如图6。截取其中30 s进行计算，相应的水平加速度和竖向加速度峰值分别802gal和622.9gal，通过模型底部的粘滞边界施加。

b)竖直向加速度时程曲线图6 汶川地震中强震30 s加速度时程曲线(下载自岩土在线)

3 模拟结果分析

3.1 塑性屈服区域演变趋势

模型边坡在自重应力状态求解平衡后，坡体并未产生塑性区，表明在自重应力场天然工况下，模型边坡处于稳定状态，并未发生塑性破坏。

在地震力的作用下，从开始到0.5 s，软弱结构面底部进入剪切塑性状态；0.5 s到2 s，随着时间的推移，结构面塑性区缓慢发展，并沿软弱结构面逐渐向上扩展，结构面下部前缘部分单元交替进入张拉塑性状态、剪切塑性状态；到达3 s时，结构面顶部出现张拉塑性状态；3 s到3.5 s结构面顶部张拉塑性区向下延伸，同时结构面下部塑性区逐渐向上延伸，而后贯通整个结构面；从3 s至13 s，结构面反复交替的进入张拉塑性状态、剪切塑性状态；13秒至35秒，模型的塑性区基本上没有扩展。

3.2 相对位移法判定滑坡稳定性

从边坡的监测点位移曲线图7可以看出，在地震作用下，边坡的变形是累积变形，边坡的失稳破坏也是在一个时间段内完成的。

图7 监测点位移时程曲线

根据前面所提出的相对位移法，判定边坡的稳定。首先，在输入地震荷载以后，在3.5 s时刻，塑性区贯通了整个软弱结构面，意味着潜在滑移面已经形成。其次，从监视点位移曲线图7和相对位移时程曲线图8可以看出在地震作用下，位移持续增加的，当地震结束后，关键点监测的相对位移是发散的，说明在地震停止后，位移却没有停止，说明此时边坡处于失稳破坏状态。

图8 监测点相对位移时程曲线

4 结论

(1)在地震力的作用下，软弱结构面底部进入剪切塑性状态，形成塑性区并沿软弱结构面逐渐向上扩；结构面顶部出现张拉塑性状态，形成塑性区并向下延伸，同时结构面下部塑性区逐渐向上延伸，最后贯通整个结构面。

(2)在地震力的作用下，开始结构面下部前缘部分单元交替进入张拉塑性状态、剪切塑性状态；随着时间推移，结构面反复交替的进入张拉塑性状态、剪切塑性状态。

(3)在地震作用下，边坡的变形是累积变形，边坡的失稳破坏也是在一个时间段内完成的。

(4)数值模拟结果与已有研究成果及震后灾害调查结果具有良好的一致性，验证了相对位移法分析地震作用下顺层岩质边坡变形破坏机理的可行性。

[1] 孙钧.岩石动力学研究的若干问题[C]//中国岩石力学与工程学会.中国岩石力学与工程学会第七次学术大会论文集.北京：中国科学技术出版社，2002：4-8

[2] 李宁,姚显春,张承客.岩质边坡动力稳定性分析的几个要点[J].岩石力学与工程学报,2012(5):873-881

[3] 言志信,张森,张学东.段建地震边坡失稳机理及稳定性分析[J].工程地质学报,2010(6):844-850

[4] 张伟.青川马公窝铅滑坡成因机理与运动特征研究[D].成都理工大学,2009

[5] 陈育民，徐鼎平.FLAC/FLAC3D基础与工程实例[M].北京：中国水利水电出版社，2009