地震荷載作用下松散體邊坡的漸進破壞機理分析

邱懿, 尚羽

(1.貴州高速公路集團有限公司， 貴州 貴陽 550009； 2.貴州省交通規劃勘察設計研究院股份有限公司， 貴州 貴陽 550081)

松散體邊坡是高速公路沿途兩側比較常見的邊坡體類型，作為一種特殊的巖質邊坡，其物質的組成成分具有非線性、非均質以及非連續性[1-2]等特點，因此其穩定性和破壞機理難以通過現有的土力學和巖石力學理論解釋分析。尤其在中國區域性地震高發區更易出現松散體邊坡的山體崩塌、滑坡、滾石、泥石流等一系列災害的發生[3-5]。

松散體邊坡引起了眾多學者的廣泛關注[6-7]。West從細觀角度出發，指出當松散體邊坡中含有少量的大塊石時，可能發生3種形式的破壞：穿過塊石、偏離塊石以及破壞區變寬[8]；Medley和Rehermann發現塊石含量是影響松散體邊坡安全系數的一個重要參數[9]；Murakami T用離散元研究了地震荷載作用下順坡向裂隙邊坡的破壞過程[10]；董志高、吳繼敏等采用有限元法并結合考慮地震作用的反應譜法分析了崩塌堆積體邊坡的穩定性[11]；楊慶華、姚令侃等以擬靜力離心模型試驗原理為基礎，利用砂堆離心試驗來模擬松散體斜坡在地震荷載作用下的動力特性[12]；倪衛達、唐輝明等克服了傳統極限平衡法難以考慮邊坡材料動力特性的問題，運用動力矢量法分析了巖質邊坡中楔形體的動力穩定性[13]。

該文擬結合對雅康高速公路的實際松散體邊坡MK0+455的現場調研，運用顆粒流程序PFC從細觀層面對實際松散體邊坡進行數值模擬，分析其在地震荷載作用下的宏觀力學行為和動力特性，以揭示松散體邊坡的漸進破壞機理。

1 松散體邊坡模型

1.1 自然地理條件

圖1所示為雅安至康定高速公路新溝互通MK0+415～MK0+475段典型的松散體邊坡照片，其位于天全縣兩路鄉新溝村附近，國道G318旁。該地區屬于山地亞熱帶濕潤季風氣候區，氣候溫暖濕潤，植被較發育，場區抗震設防烈度為Ⅷ度，設計基本地震加速度0.2g，地震動反應譜特征周期0.40 s[14]，地形地貌較復雜，基巖起伏變化較大，且不良地質發育。2008汶川大地震時該處烈度為Ⅶ度，邊坡發生輕微的破壞，局部出現落石滾落堆積于坡腳。

圖1 松散體邊坡

其中，MK0+455松散體邊坡坡長200 m，高105.39 m，邊坡坡角40°～50°。邊坡所處地層上覆第四系全新統崩坡積層，以碎石土和塊石土為主，風化較嚴重，下伏基巖為三疊系上統須家河組，主要成分均為泥質巖、砂巖和花崗巖。松散體堆積層較厚，最大厚度約18.35 m，對周邊環境和設施存在一定的潛在威脅。

1.2 松散體邊坡模型的建立

根據MK0+455實際邊坡尺寸，建立以1∶1為比例的離散元邊坡模型，模型長200.0 m，高105.39 m，共分為3層，分別是基巖層、中風化層和松散體堆積層，相應采用不同顏色、不同屬性的顆粒來進行區分，如圖2所示。顆?？倲禐? 708個，最大半徑1.0 m，最小半徑0.6 m，其空隙率為0.19。邊坡顆粒間的接觸模型為PFC2D離散元軟件中的線性接觸模型，其中基巖層和中風化層的顆粒連接模型采用了平行連接模型，它類似于在兩個顆粒之間存在著一種柔性膠體黏結，可以抗拉與抗剪，還能承受彎矩荷載，較好地模擬了巖體材料的黏聚力[15]。通過對PFC中的顆粒進行數值試驗雙軸試驗和巴西劈裂試驗(圖3)來確定松散體邊坡模型顆粒的各個細觀參數，結果見表1。其中，雙軸試驗本質上是平面應變模式，是在PFC中進行參數識別時最常用的數值試驗模式[16-17]。根據現場實測的土體試驗參數結合申志福[16]和崔洋洋[17]等的方法確定土體參數見表1。

表1 松散體邊坡模型顆粒細觀參數

圖2 松散體邊坡初始模型

圖3 雙軸試驗和巴西劈裂試驗

1.3 松散體巖石的形成

為更切合實際地模擬松散體巖石，采用PFC中的cluster，每個cluster中的顆粒被黏結為一個整體，它們之間存在黏結力和相對運動，當一個顆粒所受到的外力大于cluster的黏結強度時，相應的黏結就會被破壞，該顆粒便會脫離這個cluster，這樣能比較真實地體現出松散體巖石在崩落過程中的碎裂特點[16]。將顆粒組合成5種不同的cluster，見圖4，以此來模擬實際邊坡中含量較高的5種不規則形狀松散體巖石塊體：片狀和長條狀、大塊體凸多邊形、三角形、規則四邊形以及不規則四邊形。然后根據實際松散體的顆粒級配，用隨機替換的方式取代邊坡模型中松散體堆積層中的原有顆粒，如圖5所示?，F場調研過程中發現松散體堆積層中一定含量的土會使松散體巖石膠結在一起，即土體能給松散體巖石提供黏聚力。鑒于研究主體是松散體巖石，而土體含量又相對較少，因此在建立松散體堆積層模型的過程中，并未生成土體顆粒，僅賦予松散體巖石之間一定的黏聚力來模擬土體的膠結作用。在全部替換松散體之后再次平衡松散體邊坡模型，并賦予松散堆積層中的cluster與cluster之間以接觸黏結法向與切向強度，即采用PFC中的接觸黏結模型，可以承受拉力和剪力而不能承受彎矩，松散體巖石模型顆粒(cluster)的細觀參數見表2。

圖4 不同形狀的松散體巖石模型

圖5 松散體邊坡模型

表2 松散體巖石模型顆粒(cluster)細觀參數

2 松散體邊坡漸進破壞過程

2.1 地震荷載的施加

為了研究地震荷載對松散體邊坡的作用機理，截取汶川地震的一部分加速度時程曲線，如圖6所示，并利用PFC內置語言FISH的編程功能，將其轉化為相應的速度時程施加于松散體邊坡模型的側面和底面。在PFC中，對模型邊界條件的定義主要有對墻單元或顆粒單元施加邊界條件兩種方式。而對于地震作用等動力荷載的輸入，可以通過給墻單元或邊緣顆粒單元直接指定相應變化的速度來實現。該文采用墻單元的速度施加方式[17]，將加速度時程數據計算得到的速度時程數據賦值給松散體邊坡模型邊界上的墻體單元。然后墻單元速度的變化則是通過接觸力的變化傳遞給相鄰顆粒單元，接觸力作用于顆粒后使其產生不平衡而開始振動，如此不斷地從邊緣向邊坡內部傳遞振動以致實現地震波的加載。

圖6 汶川地震加速度時程曲線

2.2 計算結果的分析

分別記錄了初始平衡狀態以及地震荷載施加后2、5、10、15、20、30、35 s時松散體邊坡的位移矢量、接觸力以及黏結等狀態，同時導入PFC中的裂隙函數，打開裂隙追蹤選項，對邊坡中裂隙的萌生、發展、積累和破壞過程進行實時顯示(設置壓裂隙呈現紅色、拉裂隙為藍色)，如圖7～10所示，以便能夠較好地顯示松散體邊坡在地震荷載作用下的漸進破壞過程。

圖7 松散體邊坡位移矢量漸進過程

松散體邊坡在自重作用下已經達到平衡而穩定，但在強烈的地震荷載作用下，震動自邊界墻單元經過基巖內部向邊坡表面傳播，松散體堆積層底部和中上部的巖石瞬間就開始松動，松散體石塊間的黏結很快被破壞，顆粒間出現裂縫(以拉裂縫為主)，而且出現的位置處于堆積層的內部，然后迅速向邊坡表面擴展，直至裂縫充滿松散體堆積層。與此同時，由于中上部松散體堆積較厚，邊坡傾角也比較大，松散體已具有一定的速度，首先發生失穩，在坡腳處也有部分失穩的情況，顆粒均有逐漸向外滑動的趨勢，松散體滑動面基本形成，為之后的失穩下滑提供了必要條件。

地震荷載作用約10 s時，松散體邊坡的中分化層頂部也開始出現少許裂隙，與松散體堆積層有所不同的是，中風化層中的裂隙均為紅色的壓裂縫。緊接著，基巖層底部處局部顆粒的黏結力也逐漸喪失，同樣有壓裂縫的出現。而松散體巖石也在下滑過程中不斷加速，形成碎屑流開始呈現出流態化運動。隨著地震波的持續作用，坡體內的薄弱面繼續被壓壞，裂縫不僅隨之增大和增多并開始相互貫通。從圖8松散體邊坡的接觸力分布示意圖可以看出，松散體邊坡底部的接觸力出現了明顯的變化，接觸力減小的同時也分布得更加均勻。

圖8 松散體邊坡接觸力場漸進變化過程

地震作用20 s之后，下滑的松散體已具有大量的動能，再加上本身的高勢能，巖石之間的碰撞、摩擦、擠壓，過大的外力作用使得大量巖塊發生解體、碎裂。觀察松散體邊坡的黏結示意圖(圖9)，3個巖層均有不同程度的破壞，以外側的松散體堆積層最為嚴重?；鶐r層內多處黏結已發生破壞，呈現出明顯的斷裂面，數條已貫通的壓裂縫縱向分布于邊坡內部，并主要集中在邊坡的內側。

圖9 松散體邊坡黏結狀態漸進破壞過程

地震加載結束后(即30 s之后)，松散體邊坡內部運動明顯減弱，接觸力、黏結狀態以及裂縫的擴展基本都趨于穩定，主要體現在松散體堆積層中，雖然高速運動的松散體在下滑過程中有眾多的碰撞和摩擦，但這都不足以完全消耗碎屑流的動能，松散體仍呈現出高速傾瀉運動?？傮w來說，在地震荷載作用下，松散體邊坡的漸進破壞主要分為兩個部分：松散體堆積層的開裂滑坡以及基巖層的黏結破壞和裂隙發展。

圖9所示的黏結狀態漸進破壞過程和圖10所示的裂隙分布漸進發展過程與現場觀察到的邊坡發生輕微破壞是相一致的，而且從圖中可以合理推斷當震級加大或者地震持續時間增長時，邊坡發生下滑是極有可能的。

圖10 松散體邊坡裂隙分布漸進發展過程

3 地震荷載作用機理分析

為了更好地了解地震荷載對松散體邊坡的作用機理，在松散體邊坡的不同位置布置了相應的測量圓來監測巖石空隙率和應變率的變化過程，監測點布置位置如圖5所示，依次標記為m1～m8。并利用PFC離散元軟件中的裂隙追蹤函數和能量追蹤函數來記錄相關變量的時程變化，以揭示出松散體邊坡在地震荷載作用下的漸進破壞準則。

3.1 黏結狀態和裂隙分布規律

從圖9、10中黏結狀態和裂隙分布的漸進過程可以看出，在地震荷載作用下，松散體邊坡的黏結破壞和裂隙產生具有明顯的時間性和空間性。時間性主要體現在兩個方面：松散體邊坡先出現黏結破壞，繼而產生裂隙并隨之增加和貫通，這兩者發生有先后順序但發生的時間差卻又非常短，即黏結破壞后馬上就有裂隙的出現，而且裂隙發展的位置正是邊坡中黏結發生破壞的地方；黏結破壞和裂隙產生先是出現在最外側的松散體堆積層，然后經中風化層逐漸向內部的基巖層發展。

空間性也具有3個特點：隨著地震的持續加載，松散體邊坡各個巖層均會出現不同程度的黏結破壞和裂隙，由于最外層的松散體堆積層巖石強度較低，土體所提供的黏聚力較弱，它的損傷破壞也最為嚴重；在裂隙分布示意圖中，藍色表示拉裂隙，紅色表示壓裂隙，對比后可以發現：松散體堆積層中，拉裂隙和壓裂隙都有產生，但以拉裂隙為主，而內部的中風化層和基巖層則主要是壓裂隙，幾乎沒有拉裂隙的產生，說明在地震作用過程中，松散體堆積層受拉，內部巖層受壓；地震加載結束后，邊坡體內出現明顯的斷裂面和多條已貫通的壓裂縫，這些裂縫基本呈豎向排列，分布于基巖層內側。

圖11為松散體邊坡的裂隙數目時程曲線，其中，圖11(a)裂隙總數目記錄的是整個松散體邊坡在地震荷載作用下所產生的裂隙總數，主要包括圖11(b)、(c)中的接觸黏結裂隙數目和平行黏結裂隙數目。從圖中可以看出：裂隙總數目隨加載時間呈對數形式增長，在地震作用初始階段有一個突變。如前文所述，由于接觸黏結強度較低，故相應的破壞也較為嚴重，裂隙數量較多。不僅如此，接觸黏結以切向破壞為主，而平行黏結則以法向破壞為主。

圖11 裂隙數目時程曲線

3.2 動力特性

松散體邊坡不同監測點處空隙率的時程曲線如圖12所示 ，它可以反映巖體在地震荷載作用下受擾動的程度[19]。

圖12 不同監測點處空隙率時程曲線

從圖12可以看出：邊坡內部的空隙率變化幅度較小，地震加載結束后更是趨于穩定；松散體堆積層的則波動較大，監測點m7處的空隙率在30 s后仍呈現顯著上升的趨勢，說明該處松散體在地震作用后發生滑坡，逐漸形成一個臨空面，而監測點m8恰好位于松散體邊坡的中部，在滑坡的同時也有上部松散體巖石滑落至此，再加上破碎小石塊的填充，使得它的空隙率比初始空隙率有所下降。

應變率表示單位時間內應變的變化，它是對材料變形速度的一種度量。研究應變率的變化規律可以進一步了解松散體邊坡在地震作用下動態力學性能的劇烈程度。從圖13可知：應變率隨地震時程的增加而發生強烈的跌宕起伏，不同的是，內部監測點處(監測點m1和m4)的應變率呈現出正負對稱型的上下振動，地震之后則立刻穩定于0，說明此時邊坡內不再有劇烈的運動；而松散體堆積層中(監測點m7和m8)的則不太一樣，它們的應變率時程曲線是無規律的鋸齒狀振蕩，加載結束后，松散體還處于高速傾瀉運動階段，應變率的變化仍在繼續。

圖13 不同監測點處應變率時程曲線

從圖14動能時程曲線和圖15應變能時程曲線可以看出：在整個運動過程，動能的變化比較大，地震加載結束后，邊坡內部活動大大減弱，主要表現為松散體的崩落下滑，又考慮到在下滑過程中松散體之間碰撞和摩擦對能量的損耗，相應的動能便也減小很多。但松散體邊坡的應變能只是變得更加穩定，逐漸趨于一穩定值，并未有所減小。說明松散體堆積層中的巖石依舊存在較強的運動。

圖14 動能時程曲線

圖15 應變能時程曲線

4 結論

(1) 在地震荷載作用下，松散體邊坡的漸進破壞主要分為松散體堆積層的滑坡以及基巖層的黏結破壞和裂隙發展，而松散體堆積層的滑坡又包括失穩-下滑-傾瀉3個階段。

(2) 松散體邊坡內黏結狀態和裂隙分布的漸進過程具有一定的時間性和空間性：黏結破壞和裂隙發展的先后性，發生位置的不同性，內外裂隙產生原因的差異性和裂隙形成后的規律性。

(3) 通過分析空隙率、應變率、動能及應變能的時程變化，初步揭示了松散體邊坡的漸進破壞特性，地震荷載加載結束后，邊坡內部運動明顯減弱。