地震稳定

地震稳定（共8篇）

地震稳定 篇1

汶川特大地震主震区邛崃、岷山和秦岭山系, 属于资源禀赋条件独特、地质地理条件较为敏感的区域, 既是资源富集区又是生态脆弱区;既是长江上游水源林涵养区, 也是我国森林资源的主要分布区之一, 更多地承担了生态保护和屏障功能, 对长江全流域乃至全国经济社会发展具有特殊和重要价值。然而, 汶川大地震却严重破坏了这一地区的森林资源和生态系统, 因而其生态环境的修复和保护属于区域性和全国性公益事业。根据灾区生态环境恢复重建规划, 要用7年时间 (2008年～2015年) , 灾区的区域水源涵养、水土保持和生物多样性保护等生态主导功能才能基本恢复, 初步建立起生态环境修复机制, 保证全流域可持续发展。为此, 要在进行生态修复的同时, 提升灾区区域资源环境承载力, 并以适应承载力为前提, 实现灾区产业重建, 增强造血机能, 在进行生态修复的同时从根本上实现生态保护。而地震灾区生态修复和保护的长期性、艰巨性和很强的外部性, 也要求建立生态修复多元化补偿长效稳定机制。

一、灾区生态修复和保护的特点与建立生态补偿机制的基本思路

1.中央财政稳定投入是前提

大地震造成大量山体滑坡、泥石流、地表塌陷、堰塞湖等, 使基础设施严重毁损, 河谷耕地和植被大量消失, 特色农产品、水产业生产基地也损失严重, 生态旅游更是遭到毁灭性打击, 这样, 生态修复就需要数年甚至几十年才能完成。灾区生态环境系统遭受破坏后, 区域资源环境承载力进一步下降, 市场主体投资意愿降低。同时, 灾区生态修复和保护属于跨省跨流域的大面积生态环境建设, 是产业重建与长江上游生态屏障建设相结合的规模工程, 具有长期性、艰巨性和很强的外部性, 需要稳定充足的资金投入。而政府财政的积累再分配是生态修复补偿资金的稳定资金来源。因此, 中央财政的持续投入对于将用7年时间完成的灾区生态修复工程非常关键, 是构建灾区生态环境修复建设投资与补偿机制的重要组成部分。由此, 笔者认为, 中央财政在将生态保护和建设支出列入公共财政支出范畴、加大对灾区生态修复投入的同时, 应通过财税政策将生态保护外部效应内部化, 通过积极的保护生态环境税收政策筹集资金, 提高财政生态转移支付能力, 从而为建立以财政纵向转移支付为主的长期、稳定的生态环境保护补偿长效稳定机制提供保证。

2.地方基本财力保障是基础

重建规划要求地方政府包括生态修复资金在内的重建资金自行筹措、自求平衡, 也就是灾区生态修复资金中, 超过中央和省级重建基金分类切块包干外的部分, 需由重建地 (市) 、县两级通过多种渠道自行解决。但是, 地震灾区多为贫困地区, 地方财政捉襟见肘, 即使在没有受灾的情况下都与实现基本公共服务均等化要求有较大差距, 甚至难以维持政府正常运转和基本公共服务。地震带来的自然条件恶化、旅游资源和基础设施的毁损, 几乎肢解了重灾区长期形成的产业支撑体系。而要恢复原有自然生态环境, 又要在相当长时间内开展封山育林、植树种草、退耕还林等生态工程, 这将直接影响当地生态农业和旅游业的发展, 影响整个区域的经济发展和产业布局, 也就要求地方政府在辖区范围内对资源进行调节配置, 在切实保证灾区居民基本公共服务的同时, 调整原有产业结构和布局, 发展生态产业、旅游业、特色农业和农副产业加工业为主的劳动密集型产业。这样, 地方政府一方面要为灾区提供基础设施等公共产品, 另一方面还肩负着生态修复和帮助灾区重建产业支撑、增强“造血功能”的重任。

在中央和省级重建基金实行分类切块包干后, 地方政府要担负长期的重建资金筹集与平衡重任, 保证生态修复资金的及时到位和长效补偿, 就必须建立基本财力保障机制。这就要求逐步加大区域所在地政府的财政转移支付和专项投入, 并由财力引导与激活市场资金, 游刃有余地灵活运用财政等支持政策。为此, 迫切需要进行体制、机制重建, 健全中央和地方财力与事权相匹配的体制, 通过推进财税体制改革、完善和规范各级财政转移支付制度, 增强地方财政实力和灾后重建的投入引导能力, 借重建契机构建地方基本财力保障机制, 保证灾区生态修复和保护资金的及时补偿和长效稳定。

3.受益地政府的生态补偿是支撑

生态修复建设的外部性决定了资金来源的多样性。属于社会公益事业的大规模的生态修复建设必然会限制灾区的产业选择和经营规模, 其产生的生态效益则惠及下游地区。作为大部分是限制开发区和禁止开发区的灾区, 原则上只能通过国家和地方的转移支付来促进当地的社会稳定和生态安全。同时, 受益于流域生态系统的中下游地区享受了环境外溢收益就应构成一级补偿主体, 给予上游地区一定的补偿, 且经济发达的受益地区也完全有能力提供这种补偿。这样, 建立跨省市的协调体制解决跨省市的生态环境补偿问题, 进行生态效益补偿机制建设, 依据开发者保护、受益者补偿等原则, 探索生态发展模式和生态补偿政策, 在建立长效、稳定的包含各级政府纵向补偿机制的同时, 创新区际间和流域间政府横向的生态补偿机制。

4.市场主体的参与是关键

生态修复重建的长期需求和可持续发展必须有持续的生态补偿资金渠道与之相对应。面对大量的投入, 关键是撬动社会资本、带动银行贷款、激发市场活力。因此, 鼓励各种社会资源参与生态补偿机制建设, 建立一套国家财政、地方政府、金融机构和民间资本多元化的补偿体系, 拓展生态补偿金的来源十分必要。此外, 灾区经济发展水平和市场化水平低, 积累能力差, 市场资金流动渠道不畅, 投资环境不理想, 加之地震使基础设施等公共服务受损, 更是直接影响了地方经济的恢复和招商引资。而生态修复投入所提供的生态环境作为一种公共产品, 不可能产生较高的经济回报, 这就需要建立一种稳定的、制度化的长效机制, 解决生态环境建设的可持续性问题。由于银行和民间等市场资金具有逐利性, 如果将政府的引导作用与市场机制有效配置资源的作用有机结合起来, 以政府的投入诱导和有效的机制与政策来提高市场资金的投资回报率, 以市场化运作模式来激发金融机构、社会资本和民间资金的投资热情, 将在有效解决巨额筹资难题的同时, 建立市场配置资源的内生经济增长机制和长效投入机制。

从以上对灾区生态修复的特点和生态修复资金来源渠道分析可知, 建立灾区生态修复的多元化补偿长效稳定机制势在必行。

所谓生态修复多元化补偿长效稳定机制, 就是通过一定的政策手段, 将生态修复与保护的外部性进行内部化, 在通过制度激励实现公共产品足额提供、实现财政持续投入的同时, 使“受益者”支付相应的费用, 并通过制度创新为生态投资者提供合理回报, 实现生态修复与保护的多元化长效稳定补偿。这一机制的建立, 将从中央到地方各级财政、受益地政府和企业、社会资源几个层面, 逐步形成以纵横向交错的转移支付为主的、规范化、低成本、多元化、长效的稳定投融资渠道, 解决灾区生态修复与保护中的持续资金来源问题。因此, 建立灾区生态修复多元化补偿长效稳定机制的思路, 一是通过分税制改革和建立符合我国国情的生态税收体系, 增强中央投入能力和中央与地方各级政府财政生态转移支付能力;二是通过转移支付制度的改革和创新, 构建长效、稳定的包含各级政府纵向和区际间、流域间政府横向的生态补偿机制;三是利用政策支持, 引导社会力量和民间资源形成多元化的补偿渠道, 建立生态修复投入的长效机制。

二、提高政府财政纵向转移支付能力, 确保财政对生态修复的持续投入

1.推行积极的保护生态环境税收政策, 在维护生态环境的同时, 增强财政投入能力

作为生态屏障区, 应杜绝大规模的开发活动, 主要功能应以提供生态产品为主, 除因地制宜发展特色产业外, 不应承担区域发展经济的任务。生态重建的工程性投入与生态效益充分持续发挥作用的生态维护, 从根本上说, 应依赖稳定、持续的财政投入。因此, 国家应加大环保投入, 灾区生态修复和保护应由中央财政重点保证并进行长期持续的投入, 即必须提高中央财政的转移支付能力。这可借鉴西方国家特别是欧盟国家经验, 更多地采用生态税收、绿色环保税收等多种特定税收来维护环境、平衡生态, 发挥税收具有的简单易行、筹集资金稳定等优势, 完善现有资源税并开征专门针对生态环保的税种, 在筹集资金、提高财政转移支付能力的同时, 建立符合我国国情的生态税收体系。

一是加快调整和完善资源税收制度。目前, 我国的资源税仅为矿藏资源占用税, 只包括石油、天然气、矿产品和盐等, 税种的系统性、针对性不够, 力度有限, 不足以为生态补偿筹集足够资金。应改革完善现行资源税并将征税范围扩大到如水资源、森林资源、动植物资源等可计量的自然资源上, 并逐步提高税率。如可试行向灾区生态修复建设的受益者之一——流域内各级水电公司开征水资源税。还可将资源企业的各项税列为中央与地方共享税, 中央税收部分由国家通过税收返还等方式转移支付给所在地政府财政, 并与地方共享部分一起专款专用于生态建设, 补充生态修复资金, 作为生态补偿制度的一部分。

二是开征生态环境建设税。笔者建议:在生态修复和保护受益的中下游地区, 按人均收入水平高低及所处位置开征有差别的生态环境建设税。凡是流域水环境改善而受益的单位和个人, 均应成为纳税人。此税种可作为中央税, 专项用于对上游地区的转移支付。

2.实行分税制改革试点, 夯实基层财政基础, 保证地方生态投入

地方政府相对充足的财源是实现地方财政转移支付的根本前提。为此, 应借灾后重建契机, 进行体制机制重建, 实行分税制改革试点并强化省级财政平衡, 夯实基层财政基础, 保证地方生态投入。由此, 笔者建议:可考虑把四川地区作为分税制改革试点区, 在真正实现重建资金的分级管理、分级负担中实现财政体制和机制的重建;将四川灾区的增值税、消费税、企业所得税和个人所得税中央分成部分全额返还;将资源税、土地使用税、房产税、耕地占用税等税种的部分政策调整权下放到地方, 由目前的按行政隶属关系划分税源, 改为由中央与地方共享税源;建立与地方经济紧密联系、有较大的增长空间和固定且充分税源、并具有良好经济调节功能的地方税体系, 把营业税和城建税作为主体税种, 极大地提高地方税的收入规模。同时, 在取消省级以下分税制的基础上理顺省级以下财政体制, 合理界定省级政府与灾区市、县级政府的事权, 在财政收支划分、专项拨款等方面向重建地倾斜, 为下一步实行财权、事权与财力挂钩的分税制改革打下基础, 建立重建地地方基本财力保障机制。

3.规范财政纵向转移支付制度, 建立和完善灾区基本财力保障机制

首先, 地震灾区多为贫困地区, 地方基层政府债务负担较重。由于中央财政对省级财政转移支付力度不够, 加上省级自身财力有限, 导致省级财政对地方转移支付的资金难以扩大。就目前看, 要建立完善的灾区基本财力保障机制, 必须规范财政转移支付制度, 在国家对四川省、四川省对灾区的改革试点中尽快取消建立在基数法基础上的税收返还办法, 实行以“因素法”确定转移支付, 并科学合理设置转移支付因素和权重, 调整一般性转移支付资金分配方法和拨付规则, 保证基本公共服务和基础设施建设, 在实现受灾地区政府正常运转的基础上, 逐步实现基本公共服务均等化, 并使地方财政有能力引导社会资金投向生态修复, 与国家生态补偿资金形成互补, 从而保证灾区生态修复重建有足够的资金来源。

其次, 生态环境建设是全国也是区域社会公共需要, 在国家加大生态屏障区环保投入的同时, 省、市政府也应构成补偿主体。因此, 应建立针对灾区的财政生态修复投入长效机制, 构建新型的中央和省两级转移支付制度。为保证生态修复投入的持续性, 还应将生态修复和重建区域划分为国家和省级两个层次, 并相应建立中央和省两级转移支付体系, 在将国家级生态修复工程建设列为国家财政转移支付的重要支持对象的同时, 省级财政也应为省级生态修复区提供主要转移支付的责任, 并将地方规划生态修复资金需求纳入地方财政预算, 确保转移到位、支付足额、持续稳定。同时, 调整建立相应的配套实施机制, 用于生态修复区域政策性减收和实现基本公共服务均等化的一般性转移支付, 直接拨付到所在县财政账户;用于生态建设的专项转移支付, 应由所在县政府通过相关政策和投融资平台对资金进行整合, 有针对性地吸引和引导社会资源根据当地生态建设项目的紧迫程度组织实施。

三、创建生态修复区和受益区的横向转移支付体系, 实现区际间和流域间的生态补偿

除了财政的纵向转移支付外, 生态补偿机制还包括流域利益相关者之间的友好合作机制和经济、贸易政策机制, 因此, 构建上下游积极的利益激励机制, 可实现以地方发展能力为主的多种补偿和民间资源的充分运用。作为生态修复重建资金来源的一条重要途径, 灾后重建中, 除了中央和上级财政的纵向转移支付外, 还应建立包括受益省市横向转移支付和省级纵向转移支付以及省内相关受益市县的横向转移支付。目前的横向转移支付体现在对口援建省市在3年内每年拿出地方财政收入的1%并主要以项目援建的形式支援援建地, 这一措施是灾后的应急之举。生态修复的长期性需要建立区际间和流域间的横向生态补偿机制, 形成以纵向平衡为主、纵横交错的政府间转移支付制度, 从根本上解决灾区生态环境发展中的动力和机制问题, 为灾区生态修复和持续发展提供资金保证。

1.通过区域内政府的相互协作和沟通, 制定出合理的区域间利益补偿、财政转移支付政策, 实现区域间生态的有偿使用和合理保护

成立跨部门、跨地区的长江流域管理机构, 建立流域内各省、市、区间及省内相关市、区的对话机制和上中下游间的区域合作与利益协调机制的建议应得以实施, 使相关区域在公共资金投入环境保护和生态修复方面达成共识。[1]在此基础上, 通过市场机制让受益省、市、区进行利益补偿, 在生态受益地区与生态修复和保护区域之间建立起基于生态建设与保护的横向转移支付制度。生态受益地区的生态补偿金源自于跨地区的受益省、市政府财政拨付的资金、征收的资源税、排污费等, 以及由四川省内流域上下游各市、区按比例的共同出资。生态受益地拨付比例应根据不同区域在生态修复与保护中的作用与地位、人口与财力状况、生态效益外溢程度、生态区修复保护成本和发展机会成本、生态受益获利状况等具体情况而定, 充分体现开发者保护、受益者补偿原则。

2.协调好地区间的利益, 提高转移支付的积极性

在横向转移支付制度创新中, 应在利益协调上将投资与横向转移支付区分开来, 对投资项目按价值计量, 超过无偿援助部分的就为地区间的有偿经济技术合作, 作为横向转移支付补偿。为保证资金投入的准确性和有效性, 应通过建立制度化、市场化的补偿机制, 由相关地方政府共同推动并采取市场化模式运作, 充分体现“谁开发谁保护、谁受益谁补偿”原则。

四、以生态补偿和利益分享为导向, 形成多元化投资体系和市场化补偿机制

参考国际经验并结合我国实际, 灾区生态补偿的融资方式应该向国家、集体、非政府组织和个人共同参与的多元化投融资机制转变, 拓宽生态环境修复与建设投入渠道, 建立灾区生态修复与保护的多元化投资体系。

1.培育和发展生态资本市场

首先, 要把握制度建设创新和融资方式创新带来的机遇, 通过资本市场进行融资, 支持具有比较优势和竞争优势的生态环保企业进行股份制改造并推荐上市;其次, 发行生态环保债券和生态环保彩票, 并对债券收益实行免税政策, 广泛募集社会资金与政府专项转移支付合并使用;第三, 以中央政府为主、与四川省政府联合投资设立灾区生态产业投资基金, 以鼓励向灾区的生态产业投资。

2.提高诱导社会资本生态投资的政策效能

灾区生态修复应争取银行等金融机构的大力支持, 包括实施倾斜和优惠的信贷政策, 积极发展村镇银行、农村资金互助社、贷款公司等新型农村金融机构, 以政策带动更多市场资金参与灾区重建。

在产业重建上, 调整生态环境保护区域产业结构的支撑政策, 扶持特色优势产业项目, 并以项目支撑和投资合作来提高资金使用效率、增强灾区内生发展能力应是政策引导的重点。根据生态建设的需要, 促进生态旅游、生态农业等新兴产业的崛起, 应是实施生态环境补偿良好的产业选择。因此, 应增大生态修复投入, 延长退耕还林政策适用期, 在为生态脆弱的灾区生态重建提供支持的同时, 应根据产业规划, 建立产业结构和产业支撑体系, 找出比较优势产业项目, 从政府资源配置和市场主体投入、产业转移需求等角度, 对灾区实行扶持特色优势产业的项目支撑政策, 增强灾区“造血”功能。在坚持生态修复和保护优先的前提下, 对区域内生态农业、生态林业、生态旅游、可再生能源开发等特色优势产业的发展给予扶持, 并探索应用银行信贷、贷款担保、财政贴息、投资补贴、税费减免、技改扶持等一系列优惠政策, 以及在生态环境修复重建中实行以工代赈等政府间接资助方式, 进一步完善产业配套, 鼓励民间资本参与生态修复与产业重建, 积极引导外商投资和沿海企业进入环保产业。

参考文献

[1]钱水苗.论流域生态补偿的制度构建——从社会公正的视角[J].中国地质大学学报, 2005, (05) .

地震稳定 篇2

地震诱发黄土滑坡稳定性评价中的不平衡推力法

以不平衡推力法为基础,同时考虑不同烈度、不同地震力作用方向条件下黄土滑坡的稳定性评价,以宁夏西吉回回川滑坡为例,进行了滑坡稳定系数 K 与地震系数 KS,与地震作用角度β的关系及滑坡稳定性敏感性分析.结果表明地震最危险作用方向与水平方向有一定夹角倾向坡外,且随地震系数增大而增大.黄土滑坡稳定性评价中应该考虑地震最危险作用方向.

作 者：郭乐 王家鼎 刘涛 GUO Le WANG Jia-ding LIU Tao  作者单位：西北大学地质学系大陆动力学国家重点实验室,陕西,西安,710069 刊 名：地下水 英文刊名：GROUND WATER 年，卷(期)： 31(3) 分类号：P642 关键词：黄土滑坡   地震力   稳定性评价   不平衡推力法  

地震稳定 篇3

近几年来在岩质边坡地震反应及动力稳定性分析领域内取得了一些新的进展。拟静力分析方法已经列入了相关的国家规范[1,2]。许多学者致力于边坡动力学数值分析方法的研究[3,4,5],在岩质边坡动力反应分析等方面发现了一些新的规律,逐步完善了边坡静动力稳定性的分析方法。

1 边坡地震稳定性的工程地质分析

地震诱发的边坡崩滑,主要出现在Ⅶ-Ⅸ度地震烈度区;更高烈度对应的边坡崩塌数量相对要少,主要是强烈地震发生的概率相对较小,Ⅹ度及其以上的烈度区为地震的极震区,其面积与其他烈度区的面积相比要小得多。Ⅴ度以下烈度区很少出现边坡地震崩塌的事例,V度区内发生边坡崩滑数量很少,所占比例不足3%[5]。从工程应用的角度出发,可将地震引发边坡崩滑的最小烈度定为Ⅵ度,而最小震级为4.0~4.7级。

在边坡动力稳定性分析之前,应根据边坡的工程地质条件,确定边坡变形破坏的模式,判断边坡在动力作用下的失稳机制,对边坡的动力稳定性分析做出初步判断具有重要的意义。

1.1 工程地质条件的影响

边坡所处的地质背景是指边坡所处的大地结构单元以及区域性大断裂的发育情况。区域性大断裂对边坡稳定性的影响表现为2个方面。一方面是断裂带对地震波动能量有屏蔽作用,从而降低了地震作用强度。另一方面是区域性大断裂往往是强震之源所在,同时断裂带岩体破碎,降低了边坡的自稳能力。由于断裂带对地震波动能量的屏蔽作用,那些与震源分居断裂带两侧的边坡所受地震作用将降低,从而其失稳的可能性也会减小。而那些与震源位于断裂带同一侧的边坡,特别是位于断裂带上的边坡,其失稳可能性会大大提高。

边坡岩体结构类型可分为:块状结构;镶嵌结构;破碎结构;层状结构;层状碎裂结构;散体结构等。块状结构岩体,整体强度较高,在动力作用下的变形特征接近于弹性体,地震期间一般不会发生失稳破坏。对于镶嵌结构岩体,地震可能会造成局部的崩塌和落石,但不会造成大规模的失稳。碎裂结构岩体的地震反应比较强烈,强烈的地震会导致碎裂结构岩体松动,造成大量的崩塌、落石以及小规模的滑动。层状结构的岩体受层面的控制,在地震作用下可能沿层面产生滑动。而对于散体结构的边坡,在地震作用下,不仅产生大量的崩塌和滑塌,而且有可能导致大规模的滑坡。

边坡地形地貌条件(主要包括边坡的高度、坡度和边坡坡形)对边坡动力稳定性有较大影响。边坡岩性对地震滑坡的影响主要反映为不同岩性的边坡产生滑坡的程度不同。由黏土、泥岩、页岩、泥灰岩以及它们的变质岩组成的岩体,或由上述软岩与一些硬岩互层组成的岩体,或由某些岩性软弱、易风化的岩浆岩(如凝灰岩)组成的岩体为易滑地层。在一定的震级下,不同土质的最大加速度和震动幅值都不同。调查表明,90%以上的滑坡产生在各种松散的堆积体中。

水文地质条件对边坡稳定性的影响主要表现在地下水位的埋深和边坡中地下水的补、径、排条件等方面。当地下水埋深较小时,地震会造成孔隙水压力增加及其累积效应,由此引起边坡产生永久位移,当这种永久位移达到一定程度时,可能导致边坡失稳。畅通的地下水排泄条件会提高边坡的动力稳定性。

1.2 工程地质模型

常见的地质模型是反倾边坡、水平层状边坡、顺倾层状边坡3种形式。边坡的工程地质模型也可归纳为两类,一类是有明显控制性结构面的边坡工程地质模型,一类是无明显控制性结构面的边坡工程地质模型。这2类边坡在动力作用下的变形稳定性情况是有显著差异的。

1.3 边坡动力破坏形式

根据边坡工程地质模型和滑动面的形态、数目、组合特征以及边坡岩体破坏的力学性质,可将边坡变形破坏划分为:1)曲面滑动;2)平面滑动;3)多平面滑动,又分为一般多平面滑动和阶梯状滑动;4)倾覆破坏。这种关于边坡变形破坏形式的分类主要是针对静力问题分析的,没有考虑边坡遭受动力荷载下变形破坏的特点。实际上,对于某些特殊边坡特别是坝坡和黄土边坡,在动荷载作用下由于孔隙水压力的累积作用,将会发生塑性流动和液化流滑。

边坡的工程地质模型控制了边坡变形破坏的形式。对于有明显控制性结构面的边坡工程地质模型,它们的变形破坏形式决定于结构面的形态产状及其与边坡产状的组合关系。在动荷载作用下,顺层边坡的变形破坏形式主要表现为顺层面的滑动;反倾向边坡的变形破坏形式主要表现为岩层的倾倒、弯曲和弯折;岩层水平边坡则主要在顶部和斜坡面附近的岩层产生拉开、拉裂和层间错动。已经发生过滑坡的边坡以及由基岩和后覆盖层组成的边坡,在动荷载作用下的破坏形式将表现为滑坡体沿既有滑面或者覆盖层沿基岩顶面的滑动。对于那些无明显控制性结构面的边坡,例如,坝坡在动荷载作用下的变形破坏形式不仅有沿滑面(平面的或者圆弧形)的永久位移,也须考虑由于孔隙水压力的累积作用可能导致的塑性流动和液化流滑。

对于那些节理裂隙发育,但没有明显控制性结构面发育的岩质边坡,需要测量节理裂隙的产状,然后利用赤平极射投影的方法进行统计,作出节理裂隙的极点图和等密图,判读出边坡发育的节理裂隙优势组数,再定性分析边坡的变形破坏形式。

1.4 边坡动力失稳机制

地震对边坡稳定性的影响表现为累积效应和触发效应2个方面。前者主要表现为地震作用引起边坡岩体结构松动、破裂面、弱面错位和孔隙水压力累积上升等,后者则主要表现为地震的作用造成边坡中软弱层的触变液化以及使处于临界状态的边坡瞬间失稳。

实际上,在强烈的地震作用下边坡会产生2种作用:1)地震惯性力的作用;2)地震产生的超静孔隙水压力的迅速增大和累积作用。这2种作用使得边坡沿着某一滑动面的下滑力增大,抗滑力减少。同时对于一些土质边坡,由于孔隙水压力的作用而出现液化流滑,产生很大的永久位移,导致边坡失稳。当地震在旱季或在雨季刚开始时发生,一般斜坡地区因坡体比较干燥,地下水位较低,地震时受地下水的影响不大,滑坡产生的机制主要是地震惯性力的作用。雨季或融雪时发生的地震,由于斜坡土体饱水,地下水位较高,裂隙也可能被水充满,地震时在惯性力的作用下,孔隙水压力将会增大和累积,导致斜坡稳定性大幅度降低。

2 岩质边坡动力稳定性分析方法

边坡动力反应分析的核心是边坡动力稳定性。边坡动力稳定性分析的方法以拟静力法最为简单,使用也最为广泛,积累了大量的工程经验,并且关于坝坡的拟静力法有规范可循。

2.1 拟静力分析方法

将作用在潜在滑体的地震力等效为一个大小为kW的水平力,其中k为地震系数,W为潜在滑体的重量。地震系数决定于地震的烈度。拟静力法分析边坡稳定性受3个关键问题制约,一为边坡破坏面的形状和位置,二为地震系数的确定(在《水利水电工程边坡设计规范》(SL386—2007)的式(D.2.4-1) 中,地震折减系数取0.25),三为随坡高放大的动态分布系数的确定(一般动态分布系数取1.0~3.0;对质心而言,当设计烈度Ⅶ度时,取1.65~2.00;当设计烈度Ⅷ度时,取1.55~1.75)。已有的强震观测结果表明,地震动峰值和频谱随地形高度而变化。土石坝在地震时坝顶的加速度要明显高于坝基。孤立突出的地形的烈度和震害普遍高于连续延展的梁岗和规则平坦地形地貌区的震害和烈度。当相对高度小于30 m时,震害差异不大。但地形相对高度大于100 m时,烈度差异反映也不明显。不过,地形烈度效应往往受岩性的影响,一般岩性越软弱,其震害则越明显。

2.2 动力学数值分析方法

有限单元法是边坡动力学数值分析的主要方法之一。由于荷载与时间有关,相应的位移、应变和应力都是时间的函数,在建立单元体的力学特性时,除静力作用力外还需要考虑动荷载以及惯性力和阻尼力的作用。在引入这些量的影响后,就可以建立单元体和连续体的动力方程,然后采用适当的计算方法求解。在有限单元法的发展中,曾用线黏弹性模型表示土的应力应变关系,用振型叠加法求解运动方程。后来,许多学者对其从本构模型、计算方法方面不断加以改进,先后引入了非线性黏弹性模型、弹塑性模型、边界面模型、内时模型和结构性模型以及与其相应的复反应分析法、逐步积分法等计算方法。有限单元法可以考虑复杂地形,土的非线性、非均质性、弹塑性及土中孔隙水等因素的影响,能够深入分析土的自振特性及土体各部分的动力反应。动力有限单元法还可引入反映土体弹塑性、滞回性质的动力本构关系。而对计算区域的离散,通常是在空间上将土体离散成等参单元,在时域离散上采用差分格式。由于逐步积分法适用这种发展趋势,将来可得到较大的发展和应用。

岩质边坡动力反应在很大程度上受结构面控制。研究岩质边坡动力反应必须研究结构面的动力特性,特别是结构面的动力剪切特性。节理岩体的动强度是指动荷载作用下处于破坏条件时节理面上的动剪应力值,节理岩体动强度的大小与动荷载的性质有关,具有明显的速率效应和循环效应。

求解动力问题的边界条件设置有远置人工边界(截断边界)、粘滞边界2种。远置人工边界条件的办法在处理弹性波的能量逸散时,沿用静力条件下边界的设置,这样的边界对入射波起着完全反射的作用——既不传播,也不吸收任何能量。在动力体系中,这样被限制的能量会导致结果的严重失真。为使边界对计算结果产生的影响变小,就要求把模型的边界取得足够远,把模型的范围取得足够大,从而使边界反射的影响尽可能的小。由于模拟研究的对象不是结构物,而是边坡,它是自然地质的一部分,模型取多大才能消除边界的影响目前还不清楚,因此建议采用粘滞边界条件。粘滞边界通过在边界的法线方向和水平方向上设置独立的黏壶以便吸收来自模型内部的入射波。粘滞边界条件设置的远近不会影响边坡动力反应规律的认识,边坡动力反应问题的分析采用粘滞边界条件是合理的。这也使得我们建立边坡动力模型时只关心边坡附近的区域。而不必因担心边界条件的影响把边坡模型做的很大。

边坡岩体的动弹性模量Ed可由岩体声波资料利用公式换算得到,动弹性模量与岩体的声波波速、岩体密度和泊松比有关。动力反应计算的持续时间对边坡反应的影响体现在波动传播的过程中。对于尺寸较大的边坡,如果动力反应的计算持时太短,波动未能传播到边坡顶部,边坡的内部波场分布没有达到稳定,这时得到的边坡动力反应规律就不能真正反映边坡的动力反应规律。

3 实例分析

某水电站拱坝坝址区两岸山体雄厚,谷坡陡峻,基岩裸露,自然坡度一般40°~65°,山体高度在600 m以上,河谷呈“V”形峡谷。拱坝开挖边坡一带地形坡度40°~45°,地表崩坡积层分布较广,水平厚度约10~20 m,垂直厚度10~15 m。基岩岩性为灰白色、微红色中粒黑云二长花岗岩,局部露出辉绿岩脉、花岗细晶岩脉等。山坡上部有全风化带,水平深度约10~40 m,强风化水平深度约20~60 m,弱风化上段水平深度约120~160 m。边坡Ⅴ2类岩体位于坡体表层,一般均要挖除。Ⅴ1类岩体位于坡体中上部的表层,均要用锚杆加固和喷射混凝土。边坡开挖后出露的主要是Ⅳ类岩体。

在坡高的中下部位分12级开挖,前7级每级高度20 m,后5级每级高度30 m,Ⅳ类岩体开挖坡比1∶0.7,每级平台宽3 m;前7步开挖后及时采用预应力锚索进行加固,锚索长度50~80 m不等,预应力1 000 kN时锚索的间距为4 m×4m,预应力1 500 kN时锚索的间距为5 m×5 m。坝址基岩水平向峰值加速度为0.256 g,相应地震基本烈度为Ⅷ度。

首先,通过实地踏勘与调查,在已有的工程勘察报告的基础上,对边坡工程地质条件进行分析,对工程岩体宏观力学参数进行选择;其次,结合现场边坡开挖施工实际,在用赤平投影图法对可能不稳定块体进行定性分析的基础上,对各种可能的不稳定模式进行模拟,分别用三维楔形体和Sarma极限平衡方法(拟静力法)对边坡的稳定性进行分析,得到各种模式及不同工况下的边坡稳定性安全系数;第三,用有限元法分析边坡的静动力稳定性;最后,将计算结果与施工期监测资料进行对比分析,提出边坡加固优化建议和安全施工建议。

主要的计算结果分析如下:

在采用预应力锚索加固以后,各种可能不稳定模式(或块体)在不考虑降雨影响和地震条件时的正常持久工况下,边坡稳定性安全系数均接近和大于1.30;在不考虑降雨影响的Ⅷ度地震的偶然工况下,边坡稳定性安全系数均接近和大于1.10。

边坡开挖期间的最大水平位移为26.8 mm,主要发生在边坡表面的中上部,表现为向临空面的位移。在Ⅷ度地震荷载作用下,边坡的最大水平位移为203.4 mm。

边坡开挖期间的最大拉应力值为1.9 MPa,出现在边坡中部偏下的开挖平台上;最大压应力为22.2 MPa,出现在模型的底边。边坡开挖卸荷基本上以压应力为主,未出现明显的拉应力区,但在边坡中下部的浅表层拉应力零星分布,分布范围及深度均不大。在边坡下部的开挖平台及坡段中,可能出现较大拉应力,建议开挖后要及时加固。

边坡开挖期间的塑性区沿Ⅴ类岩体底部界限及主要的结构面分布,主要分布在边坡的中部和中下部区域,表明边坡浅表层的稳定性较差,需及时采用浅层锚杆和框格梁等进行加固。

锚固支护对于抑止边坡向临空面变形的发展具有显著作用,同时,进行锚固后,边坡的塑性区明显减少,说明锚固有助于提高边坡的稳定性。现场实际监测值与计算结果对比表明:计算位移的变化趋势与监测值一致,其量级也与监测值一致。

动态分布系数并非随坡高而线性放大。在一定的坡高范围内,位移、速度和加速度随边坡高程的增大而单调增大;当坡高增大到一定程度时,边坡动力反应的位移、速度和加速度在边坡剖面上的分布出现节律性变化现象,随着高程的增大不再是线性的放大,而是时而增大,时而减小,极大值和极小值相间出现,在空间上呈现节律性变化。到达坡肩附近,则又重新放大,并呈现较强的线性规律。

坡面上质点位移、速度、加速度沿高程的分布实际上是边坡内质点动力反应沿高程方向和水平方向分布变化规律共同作用的结果。对于较高的边坡,顺坡面向上,位移、速度、加速度三量基本稳定,表现为等值线近似平行于坡面,到达坡肩附近开始放大。

边坡坡度变化对边坡水平向的放大作用有一定的影响,边坡坡度的变化对于边坡动力反应的影响与边坡高度密切相关,对于较高的边坡,位移、速度、加速度放大系数对坡度的变化比较敏感。

4 结 语

结合岩质高边坡工程实例,总结了岩质边坡地震反应及动力稳定性分析的研究成果。分析岩质边坡的地震反应及动力稳定性问题,首先应进行边坡地震稳定性的工程地质分析与区域预测分析,在此基础上选择岩质边坡动力稳定性的分析方法。岩质边坡地震反应及动力稳定性分析的研究已经取得了较大进展,但由于问题本身的复杂性,这些理论和方法还远不能满足工程实际的需要,还需要在理论分析、数值模拟、模型试验和工程经验总结等方面开展更为深入的研究。

参考文献

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[4]秋仁东,石玉成,付长华.高边坡在水平动荷载作用下的动力响应规律研究[J].世界地震工程,2007(2):131-137.

地震稳定 篇4

尾矿库堆积坝是矿山生产设施的重要组成部分。在地震作用下[1—4],地震加速度影响和坝体强度降低是导致尾矿坝抗震稳定性不足的重要因素。在地震动荷载下,堆积坝的细粒尾砂和饱和土受到地震运动的反复剪切或反复震动产生超孔隙水压力[5—7],而超孔隙水压力易造成其强度降低或完全丧失,即发生液化,从而导致尾矿坝丧失稳定性。

本文以狮凤山者拉母箐尾矿坝为研究对象,根据工程地质勘察资料和室内试验资料,采用动力时程分析方法,分析其在8度地震作用下的响应、液化及稳定性系数,并按照《尾矿库安全技术规程》的规定,对其稳定性进行评价,为尾矿坝的设计、管理提供参考。

1 工程概况

狮凤山者拉母箐铜矿位于云南省易门县小绿汁镇境内,建于20世纪50年代。者拉母箐尾矿库位于选厂下游、绿汁江右岸的者拉母箐内,于2001年建成并投入使用,距选厂直线距离约7.0 km,为三等尾矿库。

设计初期坝为砂砾料与堆石的混合坝,坝顶标高为1 215 m,坝基标高1 182 m,坝高33 m,堆石坝坝顶标高1 200 m,坝体内坡外坡均为1∶1.75,坝坡平均坡度为1∶5。地基为砂砾石,13.5 m以下为砂岩;设计最终堆积坝坝顶标高1 400 m,最终堆积坝坝高为185 m,尾矿坝总高215.0 m,相应库容为1 571.65万m3;堆积子坝共24级,现第24级堆积坝坝顶标高1 268.4 m,现状堆积坝高度53.4 m,总坝高86.40 m。

据工程地质勘察资料揭示,尾矿坝主要由尾粉土(1)1,尾粉土(1)2,粉质黏土,初期坝和砾岩组成,初期坝又由砾石素填土和碎石素填土两种材料组成。根据现场实际情况,该尾矿库属于山谷型尾矿库,横剖面呈“V”字型。因此,选取具有代表性的、沿坝轴线主剖面作为计算剖面,而浸润线则为工程地质勘察所测,计算模型如图1所示。

图1中,X轴表示沿坝体轴线方向坝体长度,Y轴表示相对于所选取高程的坝体高度。

2 计算方法[8—10]

2.1 静力分析

静力分析是为了计算坝体的初始静应力,为动力分析提供初始应力条件。求解公式如下:

1—尾粉土(1)12—尾粉土(1)23—粉质粘土4—砾石素填土5—碎石素填土6—中风化角砾岩

式(1)中,[K]为尾矿坝总刚度矩阵;{p}为外荷载向量;{u}为节点位移向量,是待求量。根据求得的各节点位移值计算相应的应变值,进而求得各单元应力分量。

2.2 动力分析

尾矿坝的动力分析采用有限元方法。对于一个系统的动力反应的有限元方程可表述为:

式(2)中,[M]为质量矩阵,[C]为阻尼矩阵,[K]为刚度矩阵,[F]为载荷矢量,为节点加速度矢量,为节点速度矢量,[α]为节点位移矢量。

质量矩阵[M]可表述为:

式(3)中,ρ为密度,[N]形函数。

阻尼矩阵[C]可表述为:

式(4)中,α、β称为瑞利阻尼系数,为标量,与阻尼比有如下关系:

式(5)中,ω为体系的固有震动频率。

动力分析采用不排水有效应力法,即假定在短暂的地震作用下,空隙水压力来不及排出,从而不发生孔压的扩散和消散。

等效线性模型为:

式(6)中,Gmax为最大动剪切模量(周期动力荷载状态),k和n为常数,σ′m是初始平均有效正应力。

在假定不排水条件下,实际计算时,将整个时段分成若干个子段,对每个字段按式(6)计算最大动剪切模量,这样处理后,所做的地震反应分析是一种近似的有效应力地震分析。动力计算参数如表2所示。

液化判别采用Seed等人提出的循环应力法,它是通过计算孔压比来决定土体是否液化,其振动孔隙水压力的计算公式如式(7)。

式(7)中,μexcess为超空隙水压力;σ′3c为初始有效小主应力;a为系数,取平均值0.7;NL为达到液化所需要的应力循环次数,与应力循环比(CSR)有关;N为某计算时刻以前各时段的等效振动次数的积累值。

土体的液化判别:动剪应力大于抗液化剪应力。只要满足条件就认为土体发生液化。

2.3 稳定分析

尾矿坝的动力边坡稳定安全系数是在地震分析的基础上采用有限元方法进行计算的,相应于最小安全系数Fmin的滑动面即是潜在的滑动面。Fmin可以作为反映该尾矿坝稳定程度的指标。

安全系数定义为该滑动面上各段抗滑能力的代数和与诸下滑力的代数和之比,如式(8)。

式(8)中,fi=tanφ′,σi、τi、Δli、φ′、ci分别为滑动面第i段的平均法向应力、平均剪应力、段长、内摩擦角与粘结力,n为滑动面的分段总数。在有限元计算中,σi、τi等可看作第i个单元作用在滑动面上相应的应力分量。

3 地震波选取

根据《建筑抗震设计规范》(GB 50011—2001)和《中国地震动参数区划图》(GB 18306—2001),狮凤山铜矿者拉母箐尾矿库抗震设防烈度为8度,地震分组为第一组,设计基本地震加速度值为0.20 g。

本文选用EL-Centro地震加速度时程曲线作为计算采用的地震加速度时程曲线,并根据该坝实际情况,对地震输入曲线进行了部分调整。加速度幅值调整至0.2 g,地震历时为20 s,如图2所示。

4 计算结果及分析

坝体的初始静应力状态对其抗震稳定性有重要的影响,本文采用线弹性方法分析坝体的初始静应力状态。根据实验资料,各种材料的静力计算参数如表1所示。

采用动力时程分析方法得出了地震作用下尾矿坝坝体各点的位移、加速度及剪应力状态,所采用的动力计算参数如表2所示。本文仅选择具有代表性的点A、B、C、D、E(参见图8~图9)进行分析,并给出了坝体液化区域分布图。

4.1 位移与加速度反应

图3、图4表明,尾矿坝的相对水平位移自下而上不断增加,在尾矿坝坝顶处A点达到最大水平位移0.105 m。坝体的最大加速度发生在2.38 s时刻的坝顶处A点,其值为0.526 g,与输入地震动峰值相比放大倍数为2.63倍。由此说明:尾矿堆积坝越高,随地震产生的位移和加速度就越大,越不利于坝体的稳定。

4.2 应力分析及液化情况

相对最大加速度时刻尾矿坝的Y向应力如图5所示,剪应力时程曲线如图6所示。其中点D位于可能出现的滑动面附近(见图9)。地震时,D点的剪应力在地震峰值时最大,当地震结束时就比较小了,最大剪应力值为240 k Pa。根据土的抗剪强度机理—摩尔-库伦强度准则[11],如式(9)。

式(9)中,τf表示抗剪强度,c和σtanφ分别为黏聚强度和摩擦强度,此式表明材料的抗剪强度与正应力有关。

结合图5、图6与图7得知,在加速度峰值时刻,D点的剪应力最大,而其Y向应力最小,应力大小为806 k Pa。结合表3得知,在加速度峰值时刻,最大剪应力小于坝体的抗剪强度,所以此时坝体不易发生剪切破坏。随着地震的进程,D点Y向应力都大于加速度峰值时刻,所以坝体材料的抗剪强度都大于加速度时刻,而剪应力都小于加速度峰值时刻,所以,在地震的作用下,坝体是安全的。

地震结束时,液化区域分布如图8所示,从图中可以看出液化区主要分布在两个地方,最大部分的宽度为135 m。该部分主要为尾粉土(1)1,从材料的计算指标来看,在地震作用下其具有较低的抗液化能力,故容易液化,但该部分距离坝顶较远,不会对坝体的稳定性造成太大的影响。并且,在浸润线的出水口处发生的小面积的液化对坝体的稳定性影响也不大。但是,还应加强日常管理,在液化区采取加固措施,确保尾矿库的安全。

4.3 动力安全系数计算

利用尾矿坝的动力计算结果,采用有限元方法计算尾矿坝在动力条件下的安全系数,得出安全系数为1.108,大于规范值1.05,表明坝体在8度地震作用下是稳定的。计算参数如表3所示,结果如图9所示。

5 结论

(1)地震加速度峰值为0.20 g的8度地震作用下,者拉母箐尾矿坝坝体的最大位移为0.105 m。最大加速度为0.526 g,与输入地震动峰值相比放大倍数为2.63倍。表明了尾矿堆积坝越高,坝体随地震产生的位移和加速度就越大,越不利于坝体的稳定。

(2)地震时坝体的应力比较小,根据土的抗剪强度机理判断,在加速度峰值时刻尾矿坝不易发生剪切破坏,而在整个地震进程中,尾矿坝也是安全的。

(3)地震结束后,液化区出现在了尾矿坝的局部,但是仍有可能影响到整个坝体的安全性,应在液化区采取加固措施。

(4)根据动力的计算结果,分析得出尾矿坝的动力安全系数为1.108,高出《尾矿库安全技术规程》规定值1.05,说明者拉母箐尾矿坝在动力条件下是稳定的,但是安全储备不高,故应加强库区日常管理,密切监测浸润线的变化。

参考文献

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地震稳定 篇5

1 工程概况

1.1 滑坡区工程地质条件

滑坡区位于四川省北部山区，处于青藏高原东部边缘，海拔700 m～953 m。山势中部陡峭，植被较好，顶部及底部较为平缓。最高高程约953 m，最低高程在滑坡前缘的205省道外侧，高程在690 m左右，相对高差约260 m。岩性较破碎，抗侵蚀能力弱，风化强烈。区内地下水类型为松散层孔隙水，赋水性差，主要受大气降水补给，沿斜坡径流排泄，径流途径短，排泄速度快。

1.2 滑坡规模及变形特征

高庄场镇后坡滑坡为涪江的一级阶地地带，整个滑坡大致呈东西向展布。滑坡平面整体呈舌形，主滑方向为245°，长340 m、宽272 m，平面面积65 554 m2，平均厚度8 m，总体积629 318 m3，为中型滑坡。该滑坡在汶川大地震作用下，变形特征较为明显。滑坡变形主要表现为前部滑坡区的建筑物倾斜、裂缝和后部变形区的张拉裂缝发育。滑坡后缘出现与坡面大致平行的拉张裂缝，裂缝呈短弧状，宽度一般为10 cm，最宽可达100 cm，下挫深度约10 cm～60 cm，可见裂缝深度约50 cm，延伸长约10 m。根据滑坡的变形特征及形态预测，其变形破坏机制为蠕滑—拉裂。滑坡处于变形阶段，综合判定为一牵引式滑坡。

1.3 滑坡物质组成及结构特征

滑坡滑体区松散堆积体均为碎块石土，平均厚度约8 m，褐黄～黄褐色，土石比为2∶8～4∶6，碎块石岩性为志留系茂县群，为灰色绢云英千枚岩、灰色层状结晶灰岩、泥质结晶灰岩等，碎石粒径一般为2 cm～5 cm，块石块径一般为15 cm～50 cm，少量块径达1 m，块石呈棱角状或次棱角状，中～强风化，堆积体极为松散。滑带土为灰色～褐黄色粉质粘土夹小碎石，可塑状，滑面呈折线状，分布于全风化千枚岩和粉质粘土夹小碎石层中。滑床为志留系茂县群中部灰色绢云英千枚岩、灰色层状结晶灰岩和泥质结晶灰岩，抗风化能力较差，为顺向坡。岩石呈强～中风化。

2 滑坡稳定性分析

2.1 参数选取

岩土物理力学参数根据岩土试验成果、反算结果及与平武县相似滑坡的类比综合分析确定，结果见表1。

2.2 计算剖面与方案

本次计算方法采用工程上常用的不平衡推力传递法[2,3,4,5]。按折线滑动面将土体分成条块，假定条间力的合力与上一条土条底面平行，然后根据各分条力的平衡条件，逐条向下推求，直至最后一条土条。所选计算剖面为滑坡Ⅰ—Ⅰ'剖面、Ⅱ—Ⅱ'剖面、Ⅲ—Ⅲ'剖面及推测剖面A—A'，对其进行了稳定性计算，以分析各剖面的稳定状态。限于篇幅，仅给出主剖面Ⅱ—Ⅱ'剖面计算条分图(见图1)。

考虑到滑体自重、降雨、地震等影响因素，计算工况确定如下:1)自重;2)自重+地下水;3)自重+地下水+暴雨;4)自重+地下水+地震。滑坡等级为二级，暴雨工况以20年一遇(5%频率)暴雨考虑;工作区处于8度区，地震加速度为0.20g考虑。

2.3 稳定性分析结果

滑坡稳定性分析结果与选用的安全系数见表2。

根据表2可知，该滑坡变形体Ⅰ—Ⅰ'剖面、Ⅲ—Ⅲ'剖面及剖面A—A'的整体在四种工况下均为稳定;Ⅱ—Ⅱ'剖面在自重工况下稳定，在自重地下水工况下为基本稳定，在暴雨和地震工况下为欠稳定。因此，对于该滑坡变形体来说，其总体为基本稳定～欠稳定。高庄场镇后坡目前处于基本稳定状态，前部滑坡区虽已发生了滑动，但土体坡度较大(大于自然稳定坡角)，目前仍在变形破坏，尤其是在暴雨和地震情况下，有再次发生大规模崩滑的可能，因此必须采取治理措施。

3 滑坡治理措施

滑坡治理措施有很多种方法，各有其特点和适用范围。抗滑桩由于其具有桩位设置灵活、治理效果较好等优点，在滑坡治理中得到广泛的应用[6]。经过方案比选，考虑到当地实际情况和经济效益，最后选用清坡+抗滑桩+地表截排水沟作为治理方案。具体措施为:清除一定区域内斜坡表层松散块体;抗滑桩布置在公路内侧斜坡底部，较平坦部位，共设置15根，其中10根长33 m,5根长25 m。断面尺寸均为2.5 m×3.5 m，间距8.0 m。在滑坡体后缘外侧和滑坡体中部靠下及南缘外侧设置截排水沟。滑坡治理平面布置见图2。治理后的滑坡稳定性满足校核要求。

4 结语

高庄场镇后坡滑坡由前部滑坡区和后部变形区组成。滑坡平面整体呈舌形，平均厚度为8 m，总体积为629 318 m3，为中型牵引式滑坡。利用综合确定出的岩土物理力学参数，采用不平衡推力传递法对高庄场后坡滑坡的稳定性进行了分析与评价，判明滑坡前部滑坡区处于基本稳定～欠稳定状态，在暴雨和地震情况下，将可能会发生大规模崩滑。经过方案对比选用清坡+抗滑桩+地表截排水方案对本滑坡进行治理，经实施后，监测资料表明效果较好，达到预期目的，可为类似滑坡防治所借鉴。

摘要：研究了四川省平武县高庄场镇后坡滑坡的性质及特征,并采用不平衡推力传递法对其稳定性进行了分析与评价,最后采用了抗滑桩结合地表排水治理方案,达到了预期的治理效果。

关键词：滑坡,稳定性评价,不平衡推力法,抗滑桩

参考文献

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地震稳定 篇6

关键词：不稳定斜坡,视电阻率异常,地形校正,沉积岩

0 引言

汶川8.0级大地震,震动了半个中国。地壳剧烈的运动诱发多处滑坡、崩塌、泥石流等次生地质灾害。如某地区产生滑坡(见图1),地震使地层中软弱带或软弱面内的物质更加软化,物理力学性质降低,导致此次滑坡的发生。而且此次地震产生为数众多的不稳定斜坡。频繁的余震、降雨、河流等地表水体对斜坡坡脚长时间的冲刷、浸泡,不合理的人类工程活动,如开挖坡脚、坡体上部堆载、爆破、水库(泄)水、矿山开采等,还有如暴风、冻融等作用下,这种不稳定斜坡很容易变成类似的滑坡[1~4]。

针对此类存在极大隐患的工程地质问题勘探,仅仅靠钻探的方法是不够的,钻探设备笨重,搬运困难,加之勘探费用较高,致使钻孔数量有限,所取得的地质资料信息也相对较少。整个不稳定斜坡区用几个钻孔查明不稳定斜坡体的规模、纵横向发育及展布的情况、不稳定斜坡体的空间形态特征、滑动面的埋深等问题是很困难的。为了使不稳定斜坡工程勘察工作更加快速、经济、全面,根据不稳定斜坡体在不同位置的物性差异,许多物探方法在实际工作中得到广泛应用,高密度电法就是主要的一种方法。该方法可以获得不稳定斜坡体的纵、横向发育及展布的情况,查明不稳定斜坡体空间形态特征、滑动面埋深、可能与滑坡发育相关的断裂情况等,这有助于我们研究滑坡的发生规律,合理地制定治理不稳定斜坡的方案,达到抗灾减灾的目的[4~6]。

高密度电阻率法是工程地球物理勘探的主要方法之一。与常规电阻率法相比,在野外信息采集过程中可组合使用多种装置形式,在电性不均匀的探测中取得了良好的地质效果。一次布极可以完成纵、横向二维勘探过程,既能反映地下某一深度沿水平方向岩土体的电性变化,同时又能提供地层岩性沿纵向的电性变化情况,具备电剖面和电测深法两种方法的综合勘探能力。作为一种高效便捷的勘探手段,其解决了诸多实践问题,取得了明显的地质效果和显著的社会经济效益[4~6]。

1 不稳定斜坡体地形、地质及地球物理特征

工区地处四川盆地与青藏高原东南缘的过渡地带,绝大部分属构造侵蚀的高山、中山地形,溪沟纵横,河流水系发育,切割强烈,岭谷高差360~390 m,强烈的内、外动力地质作用塑造了本区典型的侵蚀、构造地貌形态特征。区内“V”字型沟谷异常发育,常见悬崖和峭壁,地层岩性和地质构造复杂,褶皱强烈,断裂发育,属泥石流、滑坡等自然灾害的多发区。工区内山坡坡顶为裸露的岩质山坡,岩性主要为泥质灰岩、粉砂质页岩、灰色页岩为主,半坡多为残坡积碎块石土,山脚为崩坡积物,岩性为中密粘土夹碎块石。

工区不稳定斜坡变形主要表现为雨季局部崩塌,5.12特大地震加剧了斜坡变形,在斜坡后缘出现了一条长约200m、宽约5cm、深1~2m的裂缝,斜坡中部也出现了一条长约40m、宽约4cm、深约1 m的裂缝;由于人为开挖坡脚,造成斜坡前缘局部临空高2.5~4m,在地震中局部出现小崩塌。工区内坡度较陡,覆盖层多为粉质粘土及块碎石土崩坡积堆积体。由物探资料可知,测试区覆盖层多为第四纪堆积的崩坡积堆积体,电阻率为20~150Ω·m;基岩为泥质灰岩、粉砂质页岩、灰色页岩,电阻率为500~1500Ω·m。不稳定斜坡(第四系覆盖层)与未滑动部分(即基岩为滑坡床、滑坡体两侧及后缘不动体)的地层在电阻率值上存在明显的差异,一般相差500~1000Ω·m,说明在该区适合开展高密度电阻率法的地球物理探测。

2 高密度电阻率法装置的选择及原理

2.1 高密度电阻率法装置的选择

常用排列有α排列、β排列、γ排列方式,其均为四极排列,适用于固定电阻率断面的扫描测量。α温纳装置对水平层状局部不均匀体分辨率较高,主要用来探测水平层状电阻率异常。β偶极装置对横向等轴状不均匀体具有较高的灵敏度,主要用来探测横向等轴状电阻率异常。而γ微分装置对水平层状和横向等轴状不均匀体的分辨率都不高。

本次是对不稳定斜坡的探测,不稳定斜坡属于水平层状不均匀体,所以选α温纳装置进行探测。

2.2 装置原理及数据采集

α排列(温纳装置AMNB)装置采用对称四极装置方式,当AM=MN=NB=a时,这种对称等距排列称为温纳(winner)装置(见图2)。其ρsα表达式为:

式中:Kα为装置系数,Kα=2πa,a为电极距。

如图2所示,测量时,AM=MN=NB=a为一个电极距,A、M、N、B逐点同时向右移动,得到第一条剖面线;接着AM、MN、NB增大一个电极距,A、M、N、B逐点同时向右移动,得到另一条剖面线;随着电极距的增大,探测深度也随之增大,对地下深部介质的反映能力亦逐步增加。因为测线的测点数是固定的,所以当极距扩大时,反映不同勘探深度的测点数将依次减少。这样不断扫描下去,整条剖面的测量结果就表示成为一种倒梯形的电性分布剖面。

3 高密度电阻率法的资料处理

高密度电阻率法的数据处理是把所测得的视电阻率,经数据格式转换、数据预处理、地形校正、正演和反演计算,最后得到视电阻率成像色谱图并对其进行地质解释。

把格式转换好的视电阻率,经数据预处理消除坏点,保留数据较一致的数据点。并根据现场试验数据与其它资料对比分析,选择正演、反演计算参数。把经预处理后的数据经地形校正,绘成原始测试数据的视电阻率成像色谱图。资料处理流程如图3所示。

反演计算是由所测得的高密度电阻率法原始数据色谱图,反演计算该剖面下的地电断面,确定地下岩石的视电阻率分布。

4 不稳定斜坡勘察效果

本次工作采用高密度电阻法对不稳定斜坡进行勘探,其目的是查明该不稳定斜坡上地震震裂裂缝深度、卸荷岩体厚度、岩性变化、基岩起伏、不稳定斜坡区含水层及富水带的分布和埋深、纵横向发育及展布的情况及滑动面的埋深等,为灾后重建及治理工程设计等提供可靠的地质依据。

在大多数勘探中,由于都在较平坦地形上进行,故可以不考虑地形影响,然而在地形影响较大时,由于地下电流密度变化,导致视电阻率曲线严重畸变,有时会出现假信息,使推断解释出现误差,降低了电阻率法的解释精度,甚至导致错误的解释。因此研究地形影响及其改正方法,是提高山区高密度电法勘探地质效果的一个关键。本文使用经过边界元法对二维地形改正后的加地形高密度电阻率法反演拟断面色谱图。

4.1 A剖面

该地区属于沉积岩地区。A剖面(经过地形改正后的高密度电阻率法反演拟断面色谱图,见图4)沿顺坡向布置于不稳定体上方,地形起伏变化较小,电阻率分层较明显。在619m测点之前斜坡倾角约30°左右,619~682m测段之间倾角为5°左右,682m测点之后斜坡倾角约20°左右,剖面斜坡前陡后缓。整个覆盖层厚度变化相对较大,其中主要成分以粘土、砂石、碎石为主,厚度在0.1~20 m之间。从高密度电阻率法反演断面色谱图(见图4)可以看出,在430~570m测段电性变化较大,埋深0.1~8m左右出现大片高阻晕团,电阻率在800~1200Ω·m之间,推测为电阻率较高的泥质灰岩,灰岩之上的第四纪覆盖层较薄,主要由砂石构成,其中在558m测点对应高程约1660m测点处发现地表基岩出露;在570~591m测段电性变化较小,出现一个较大的低电阻率晕团,电阻率在130~300Ω·m之间,判断是由地表水出现渗漏造成地下水的富集形成,主要由砂石、碎石、粘土构成;在591~850 m测段电性变化较大,表层电阻率在100~200Ω·m之间,深度6~20 m以下出现水平板状高阻晕团,推测为基岩所在。基岩之上为第四纪覆盖层,主要由松散粘土夹碎石、砂石、角砾构成。

分析该不稳定斜坡岩性结构得出,由砂石构成的430~570m测段覆盖层较薄,厚度多在0.1~8m之间,基岩较浅,发展成滑坡的可能性不大。但在570~850 m测段中,表层电阻率较低,推测是由含水量较高的粘土和松散粘土夹碎石、角砾构成的松散第四纪覆盖层,厚度在6~20m之间,发展成滑坡的可能性较大,滑动面与基岩面起伏形态基本一致(如图4中所示)。并且656m测点处存在1条裂缝,深度为1m。在570~591m测段下,推测可能存在一个含水量较大的粘土、砂土、碎石组成的富水带(如图4中封闭区域)。在682m测点处可能存在1条隐藏正断层,断层面如图4中所示,此测段在以后的评价和治理中要引起重视。以上的推断经钻孔验证精确度达到90%以上。

推测570~850m段很可能发展成滑坡,其长度为280m,平均厚度在12m左右,滑坡面的宽约20 m,大致推算滑坡体土石方量约为67200 m3。

4.2 B剖面

该地区属于沉积岩地区。B剖面(经过地形改正后的高密度电阻率法反演拟断面色谱图,见图5)沿顺坡向布置于不稳定体上方,地形起伏变化较大,电阻率分层较明显。在843m测点之前斜坡倾角约10°左右,843m测点之后斜坡倾角约35°左右,整个斜坡前缓后陡。剖面覆盖层厚度变化相对较大,其中主要成分以不稳定粘土、砂石、碎石为主,厚度在0.1~22m之间。从高密度电阻率法反演断面色谱图(见图5)可以看出,在633~822m测段电性变化较小,地表电阻率较低,出现较大范围低电阻率晕团,阻值在90~200Ω·m之间,推测主要表层粘土富含低电阻率水分造成,覆盖层整体较厚,厚度在13~22m之间,主要成份为砂石、碎石、粘土;在822~857m测段电性变化较大,电阻率从1000Ω·m上升到9000Ω·m,覆盖层较薄,厚度在0.1~0.3m之间,主要由砂石构成;在857~1004 m测段电性变化较小,地表电阻率较低,出现较大范围低电阻率晕团,阻值在90~200Ω·m之间,推测主要表层粘土富含低电阻率水分造成,覆盖层整体较厚,厚度在10~16m之间,主要由松散粘土夹碎石、砂石、角砾构成。

分析该不稳定斜坡岩性结构得出,由砂石、碎石、粘土构成的633~822m测段覆盖层较厚,最厚处达到22m,而且富含水分,具备发展成滑坡的一些条件,但在822~857m测段有表层高阻基岩的阻挡,发展成滑坡的可能性较小,滑动面与基岩面起伏形态基本一致(如图5中所示)。在822~857m测段的电阻率存在较大异常,推测可能存在一个较大的溶洞(如图5中所示)。由松散粘土夹碎石、砂石、角砾构成857~1004m测段覆盖层也较厚,厚度最大处达到16m,富含水分,坡度也较陡,发展成滑坡可能性较大。滑床与基岩起伏形态基本一致(如图5中所示)。上述两处存在极大地质灾害隐患,应在以后的评价和治理中引起重视。以上的推断经钻孔验证精确度达到90%以上。

推测857~1004m段很可能发展成滑坡,其长度为147m,平均厚度在13m左右,滑坡面的宽约23 m,大致推算滑坡体土石方量约为43953 m3。

综合其它沉积岩地区不稳定斜坡勘查,发现沉积岩地区的不稳定斜坡大多与软弱夹层有关,滑动面基本由软弱夹层演变而来。该类不稳定斜坡在电阻率成层性较好的分界面处形成滑坡面。

5 结论

使用高密度电阻率法查明不稳定斜坡的规模、纵横向发育及展布的情况、不稳定斜坡的空间形态特征、滑动面的埋深等问题具有很好的效果,所得结果一目了然,颜色分明,层次清晰,所得出的不稳定斜坡体的结构形态与后来经过钻孔和地震勘探资料证实的结果基本一致,说明高密度电阻率法是探测不稳定斜坡地质体隐患的有效方法之一。通过工程实例,得出以下结论:

(1)在使用高密度电阻率法探测不稳定斜坡时,由于覆盖层和软弱层与基岩的电性相差很大,在高密度反演拟断面图中可以很明显地看到高阻晕团和低阻晕团的出现,再结合当地的地质资料和钻孔资料,可以较精准地解释不稳定斜坡的厚度和危害程度大小,较准确地找到不稳定体的滑动面位置。并根据电性的不同来探测不稳定斜坡中裂缝的大小和深度。取得了较好的地质效果。

(2)高密度电阻率法是不稳定斜坡勘探中较有效的物探方法之一,实测结果反演拟断面图,能准确反映探测目标的二维分布情况。并能较准确地反映不稳定斜坡的形态、规模、产状及滑动面的埋深。甚至可以大致推算不稳定斜坡土石方量。

(3)因为工区地形起伏比较大,地形的变化会影响到地下电流的密度,因此会引起反演断面色谱图中异常体与实际目标体的位置差异,所以必须对高密度电法数据进行地形改正,使其和真实地层相符。从本文可以看出,加地形改正后的高密度反演拟断面图效果较好。

(4)高密度电阻率法能快速采集地电断面结构的大量信息,可减少不稳定斜坡区内的钻孔和人工挖孔勘探点数量,节约资金和时间,并且受现场施工干扰因素小。是地质灾害勘查的一种有效物探技术方法,可以起到事半功倍的效果。

(5)在实地探测的时候,因为高密度电法探测时电极多,必须要做电极接地检测,对提示的接地不良电极要插实,必要时可给电极周围加水,以使之接地良好。

(6)为了更准确地对不稳定斜坡进行探测,得到更准确的物探数据,建议采用多种工程物探方法。在实际工作中应结合当地的地球物理条件,具体情况具体分析,先做实验,选取最适合工区地球物理条件的物探方法及装置,从而取得最佳的工程物探效果。

参考文献

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地震稳定 篇7

常见的高速公路线路地震断层破坏效应包括砂土地震液化、软土震陷、边坡失稳破坏等等; 而地震断层所导致的边坡动力失稳,是最主要的破坏形式, 因此,有必要对地震断层破坏效应作用下的边坡震害展开深入研究。

目前,国内外对地震断层破坏效应作用下边坡的稳定性研究主要基于拟静力法和有限元时程计算法。我国学者闫中华[1]最早基于拟静力法并结合数值规划法对均质及非均质土坝震害规律进行求解。孙君实[2]在条分法的基础上,提出用复形法对边坡任意形状滑裂面进行搜索,并求解相应的安全系数。Nguyen[3]则采用单形法搜索边坡任意滑裂面,以求得相应的最小安全系数。陈祖煜[4]开发出STAB程序算法,对边坡滑裂面展开搜索; 并成功运用于许多边坡震害工程实例的稳定性分析。此外, 诸多学者提出遗传算法、人工神经元网络、蚁群算法、进化算法等对地震断层作用下的边坡稳定性进行分析计算[5—7],均取得了较好的效果。

但是,对于拟静力法,其原理是以一个参数的形式把地震荷载效应转换为拟静力加速度,由于地震荷载效应是具有时程特征的,因此该方法无法反映不同时刻边坡所受到的地震作用; 对于有限元时程计算法,其优点是能反映各个时刻的地震作用结果, 但该方法仅将坡顶的位移作为边坡失稳的判据,而无法就坡顶位移限值用统一标准来评价,使得其结果的实际应用存在一定偏差。鉴于此,为克服运用拟静力法或有限元时程计算法分析地震荷载作用下边坡稳定性的不足,首先对工程研究区域历史上所发生的地震的空间分布做出定性分析,提出沿线地震断层模型并分析其运动学特征,在此基础上,基于动力有限元并结合遗传算法,对地震断层作用下边坡稳定性展开分析计算,一方面通过动力有限元结果来计算边坡安全系数,以体现地震荷载时程特征效应,另一方面应用遗传算法搜索路堑边坡临界滑动面,以体现坡体失稳的直观统一判断标准。

1工程背景

1.1工程概况

上杭蛟洋至城关高速公路位于福建省上杭县境内,线路起于蛟洋下道湖村,新建下道湖枢纽互通衔接龙长高速公路,通过设置上杭枢纽半互通实现与国道主干线( 永武高速公路) 的交通转换。

上杭蛟洋至城关高速公路位于武夷山脉与玳瑁山脉之间的相对低洼地带,地形走向大致呈北北东-南南西向展布。公路沿线主要为侵蚀剥蚀中低山地貌,海拔高程( 500 ~ 1 778) m,区内地貌地势起伏较大,间夹高差及范围不等的山间盆地。区内水系呈树状发育,山高谷深,山坡陡峻,为中等切割构造侵蚀山地。

本线路所经过的地区大多属于侵蚀剥蚀中低山地貌,植被茂密,地形波澜起伏,坡度大多较陡,达30 ~ 60°,有些地段第四纪覆盖层、风化壳厚,有些风化壳厚超过20 m,山体稳定性差。由于工程场地高程起伏大,大填挖不断发生,导致在建设过程中出现大量路堑土质边坡。该区域土体多为玄武岩风化残积层,玄武岩风化残积土的工程性质十分特殊,在地震荷载作用下易发生坍塌震陷等工程灾害,导致边坡失稳,因此,线路建设必须按高要求抗震设防。根据《建筑抗震设计规范》( GB 50011—2001)[8],上杭蛟洋至城关高速公路工程场区抗震设防烈度设为8度,其设计基本地震加速度为0. 20g。

1.2沿线地质构造

上杭蛟洋至城关高速公路沿线断裂构造如图1所示: 北东向古石背 - 福村断裂( F4) 、北西向古石背断裂( F14) 穿过线路工程终点位置; 北西向新坊断裂( F13) 、北西向南燕断裂( F9) 指向线路场地,这些断裂均属前第四纪断裂。上杭蛟洋至城关高速公路沿线近场区尽管没有发生过M≥6. 0级强震,但历史上发生多次级别较低地震,且发生过地表断层破裂现象,因此,上杭蛟洋至城关高速公路沿线存在断层地震位错效应,需要对该区域所发生的地震的空间分布做出定性分析,提出沿线地震断层模型并分析其运动学特征。

2地震分布特征及断层模型

对高速公路沿线地震断层进行统计,沿线四个典型地震剖面线( A-A' ~ D-D') 附近的地震分布如图2所示。

从图2可知,沿线地震分布深度主要为( 10 ~ 20) km,四个典型地震剖面线附近地震前缘均呈现铲形特征( 见图中红色粗虚线) 。其中,剖面A-A'及剖面D-D'显示距地震前缘10 km处密集分布较多余震,剖面C-C'的产状余震左上方分布一条带状余震,余震深度为( 11 ~ 14) km( 见图中蓝色粗虚线) , 该余震带中间强,南北两端较弱,表明地震断层为陡立断层。根据以上地震分布特征可以推测,该区域地震的主破裂面为类似于“豌豆”型的弯曲断层,其中A-A'及D-D'两条剖面线在“豌豆”外侧相切,因而在地震前缘分布较多的余震。

将地震分布基于椭球几何模型进行拟合计算, 得到其分布方程为

式( 1) 中: x、y为水平面坐标,z为震源深度。

在分布方程( 1) 的基础上,可以建立地震断层随深度变化的平面模型,如图3所示,图3中深度为曲面断层不同子断层顶部深度,虚线部分为根据分布方程推测所得,图中颜色代表不同子断层的倾角。 图3显示,地震子断层的倾角在水平横向是变化的, 在断层面上切割北西、南东向剖面,可以得到铲形的断层面,该几何模型能够描述此类弯曲断层的运动学特征。

3选取地震断层影响典型边坡

选取上杭蛟洋至城关高速公路震害区具有代表性的路堑边坡( 如图4所示) ,基于动力有限元及遗传算法,对地震断层破坏效应作用下的路堑边坡稳定性进行研究计算。

4动力有限元分析

首先采用ABAQUS有限元程序对路堑边坡地震响应进行计算,将程序输出的位移场用来分析坡顶位移变化,将得到的加速度用来计算加速度分布系数,将输出的应力场代入遗传算法程序,计算边坡安全系数时程曲线并智能搜索临界滑动面。

4.1建模过程

边坡体计算模型采用4节点平面应变CPE4单元,采用单节点弹簧单元SPRING1模拟人工边界, 选用DASHPOT1单元模拟人工边界中的阻尼构件, 经过对比分析,选用刘晶波等[9]提出的高精度、参数稳定的一致黏弹性人工边界。模型材料采用Mohr-Coulomb屈服准则和非关联流动势函数。

4.2加载过程

动力加载计算设置两个荷载步,分别为自重荷载步、地震荷载步。首先进行自重荷载步施加: 将坡体施加左右边界水平约束,对全部单元施加重力荷载,输出自重荷载作用下的位移场、应力场以及左右约束边界的节点反力。随后进行地震荷载步施加: 添加人工边界,取消之前在自重荷载步中设置的的水平约束,且将第一步输出的左右约束边界节点反力施加给左右边界节点,以保持平衡,模型基底输入地震波加速度,输出位移场、加速度、应力场。

4.3动力有限元时程计算结果

4.3.1输出位移场

对计算模型基底输入EL-Centro地震波,输入地震波的加速度为0. 2g,设置计算时间为40 s。计算得到路堑边坡坡顶相对位移( 坡顶位移减去基底位移) 如图5所示。选取t = 15 s时的位移场输出, 如图6所示。从图5、图6可知,输入地震波加速度后,坡顶相对位移不断波动,在40 s时间内整体呈增长趋势,且其波动趋势与地震加速度较为吻合,尤其是加速度突变时,坡顶相对位移也随即发生突变。 坡体竖向位移较小,其值远小于水平位移,这能用输入的地震波为水平加速度来解释。在t = 30 s后,坡顶相对位移上下波动幅度减弱,但增长很快,表明坡体塑性变形持续累积将要达到临界点而发生失稳破坏。

4.3.2输出应力场

同理,选取t = 15 s时的坡体应力场输出,如图7、图8、图9所示。

5遗传算法应用

在得到不同时刻动力有限元应力场计算结果后,将应力场代入MATLAB编写的遗传算法程序, 一方面,能够得到边坡安全系数时程曲线,另一方面,能够智能搜索临界滑动面并求出相应临界滑动面包络线的安全系数。

5.1遗传算法

遗传算法最早由美国学者John H. H.[10]提出, 该算法通过智能自适应搜索,来模拟生物进化的过程。遗传算法被引入中国的时间不长,1998年,我国学者肖专文[11]最早将遗传算法应用于边坡工程稳定性计算,从而引发了国内岩土工程界对遗传算法的研究热潮。

遗传算法的数学模型为

式( 2) 中: f( x) 为目标函数; gj( x) 为约束函数; x为目标种群的基因; p为目标种群的种群数目。

遗传算法智能搜索步骤如图10所示。

5.2遗传算法应用于边坡稳定性分析步骤

运用遗传算法求解边坡的安全系数时,需要自动搜索的目标为: 边坡临界滑动面、最小安全系数。 目标函数f( x) 为临界滑动面对应的安全系数; 约束函数gj( x) 为过浅、太尖、锯齿状不良滑动面,需要将其过滤处理; 目标种群的基因x为边坡滑动面的深度向量。

在得到动力有限元应力场计算结果后,运用遗传算法智能搜索边坡临界滑动面及其安全系数的步骤如图11所示。

5.3遗传算法计算边坡安全系数

把动力有限元计算得到的不同时刻应力场结果代入MATLAB编写的遗传算法程序后,得到边坡安

and its safety coefficient

全系数时程曲线,如图12所示。

从边坡安全系数时程曲线可知,在计算时间40 s内,安全系数不是定值,而是随着地震波加速度的变化而不断波动。在t < 10 s时,安全系数波动幅度较大,出现了6次峰值,这个时间段内的安全系数出现最大、最小值; 在t > 15 s后,安全系数波动幅度放缓,安全系数基本在1. 6附近波动。该边坡安全系数时程曲线较好的反映了各个时间地震荷载作用下的边坡安全系数。

5.4遗传算法智能搜索临界滑动面

遗传算法智能搜索临界滑动面的第一步是生成初始群体,为了确保计算精度,需保证样本多样性, 也即保证初始样本数量足够大,本文按照一定的比例选取了不同的滑动面进行迭代计算,其中优秀基因与劣等基因的比例为40% ∶ 60% 。

通过评价函数fi= a ( 1 - a)i( a为评价参数,i为滑动面的排列序号) 对所选取的滑动面的优劣进行评价,滑动面安全系数小即为优等滑动面,反之为劣等滑动面。

在遗传算法智能搜索临界滑动面过程中,需要对遗传算法进行搜索控制,也即对种群中不重复的独立基因进行控制,以通过调整优等、劣等基因的被选择概率的比值来达到控制的目的。在试算后,发现在循环迭代500次时,其优劣比值等于10,此时能够保证独立基因维持在较高的水平,且越是在搜索后期,独立基因才缓慢下降,其优势基因开始明显增多。

在地震动力荷载作用下,不同时刻对应着不同临界滑动面的安全系数,这些不同临界滑动面的全部包络线为xien:

式( 3) 中,xti代表t时刻地震荷载作用下的临界滑动面。

得到路堑边坡的潜在滑动面包络图如图13所示,滑动面包络图的安全系数位于[1. 15,1. 93]之间。从图13中可知,在滑动面包络图安全系数范围内,边坡存在有多条潜在滑动面,各滑动面分布较为均匀,具有明显的分级现象,表明通过遗传算法智能搜索的临界滑动面基本为优等滑动面,计算具有较高的精度。

6结论

通过对高速公路线路地震断层破坏效应及边坡震害稳定性展开研究,得到以下结论:

( 1) 高速公路沿线地震分布深度主要为( 10 ~ 20) km,四个典型地震剖面线附近地震前缘均呈现铲形特征,根据地震分布特征推测该区域地震的主破裂面为类似于“豌豆”型的弯曲断层,将地震分布基于椭球几何模型进行拟合计算,得到其分布方程, 该几何模型能够描述此类弯曲断层的运动学特征;

( 2) 采用ABAQUS有限元程序对路堑边坡地震响应进行计算,将程序输出的位移场用来分析坡顶位移变化,将得到的加速度用来计算加速度分布系数。动力有限元分析结果表明,输入地震波加速度0. 2g后,坡顶相对位移不断波动,在40 s时间内整体呈增长趋势,且其波动趋势与地震加速度较为吻合,尤其是加速度突变时,坡顶相对位移也随即发生突变;

( 3) 将动力有限元输出的应力场代入遗传算法程序,计算边坡安全系数时程曲线并智能搜索临界滑动面。计算结果表明,在计算时间40 s内,安全系数不是定值,而是随着地震波加速度的变化而不断波动。搜索得到的滑动面包络图的安全系数位于 [1. 15,1. 93]之间,在滑动面包络图安全系数范围内,边坡存在有多条潜在滑动面,各滑动面分布较为均匀,具有明显的分级现象;

( 4) 基于动力有限元并结合遗传算法,将各个时刻边坡的应力场代入遗传算法程序,同时用遗传算法程序智能搜索临界滑动面,得到各个时刻相对应的坡体安全系数。相比较传统的拟静力及固定圆弧滑动面分析法,用该方法研究震害下的坡体稳定性,体现了地震荷载时程特征效应,得到了不同时刻的临界滑动面包络图及其安全系数包络线,其计算结果更加丰富,计算结果更加准确、实用。

摘要：为研究高速公路线路地震断层破坏效应及边坡震害稳定性,首先对工程研究区域历史上所发生地震的空间分布做出定性分析,提出沿线地震断层模型,并分析其运动学特征。在此基础上,选取震害区具有代表性的路堑边坡基于ABAQUS有限元程序对其地震响应进行计算,程序输出的位移场用来分析坡顶位移变化,输出的加速度用来计算加速度分布系数。将动力有限元输出的应力场代入MATLAB编写的遗传算法程序,计算边坡安全系数时程曲线,并智能搜索临界滑动面,得到安全系数随着地震波加速度的变化规律及滑动面包络图的安全系数范围。

关键词：高速公路,地震断层,震害边坡稳定性,动力有限元,遗传算法

参考文献

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地震稳定 篇8

关键词：库岸边坡,稳定性,饱和状态,地震作用

1 概述

“十个滑坡九个水”这句话充分反映了边坡失稳往往与水有密切关系。研究表明:土体的弹性模量、粘聚力、内摩擦角等参数会受含水量的影响。粘聚力在最佳含水量附近达到最大, 当大于最佳含水量时, 粘聚力随含水量的增加而减小, 含水量的增加还将增大坡体的容重, 也就增加了坡体的下滑力, 这样使边坡抗滑力降低, 从而导致边坡失稳[1]。边坡失稳除了含水量的影响外, 往往受地震等诱发的激励产生的。如汶川5.12地震及降水中诱发的各种滑坡灾害[2]。基于此, 本文以某一典型库岸边坡为例, 通过有限元软件ANSYS分析了该边坡在水位上涨前后的响应及地震作用下的响应对比。分析结果表明: (1) 水位上升坡体饱和时边坡的稳定性降低; (2) 地震作用下饱和坡体的稳定性急剧下降。因此, 进行库岸边坡治理设计时, 因充分考虑水位上升对边坡稳定性带来的消极影响。

2 工程背景

2.1 工程实例。

某典型库岸滑坡体位于基岩上, 且与基岩程不规则弧形接触。地质勘测表明, 在正常情况下, 该滑坡体上是稳定的, 但若水位上升的影响, 随着滑体饱和度的增加, 滑体容重也会增加, 而且滑体的粘聚力和内摩擦角等物理参数将降低, 因而滑体饱和度有可能处于不稳定状态, 且滑体的滑动面最有可能在滑体与基岩的接触面上, 如图1所示。本模型通过有限元软件进行地震作用下坡体进稳定性分析。

2.2 该库岸边坡物理参数。

弹性模量E=20GPa, 泊松比=0.22, 容重=26KN/m3, 假定边坡体正常状态下的饱和度为20%, 随着水位上升到最高水位, 饱和度达到100%。坡体物理参数和饱和度关系见表1所示。

2.3 地震波选取。

瞬态动力分析, 也称时间历程分析, 可以用来分析结构在承受任意的、随时间变化的载荷作用时的动力响应。瞬态分析必须指定系统的杨氏模量、密度等。瞬态分析通常有3种方法[3]。

本文采用FULL法进行瞬态动力分析, 地震波选取埃而森罗波 (EI Centro) 地震时间间隔0.02秒, 地震波的时程曲线见图2所示。

3 有限元对比分析

3.1 有限元模型建立。

对应边坡问题而言, 土体的屈服主要是由于剪切因素造成的, 因而Mohr-Column准则是最适用于边坡问题计算的, 但ANSYS中针对土体的塑性屈服准则只有Druck-Prager准则, 该准则不太适合用于边坡问题的计算。本模型在计算中将采用弹性模型来计算滑体的位移和应力场, 然后通过定义单元表的形式将Mohr-Column引入, 并对各个单元的屈服状态进行判断, 从而得到满足Mohr-Column准则的边坡塑性区分别图, 边坡的有限元模型如图3所示。

3.2 计算分析

(1) 对初始状态饱和度为20%和水位上升饱和状态100%进行有限元分析, 分析结果的应力、位移和应变见图4和图5所示。

从上面工况分析t图可知:对初始状态饱和度为20%和水位上升饱和状态100%进行有限元分析:a、边坡饱和状态下受到的位移、应力明显大于初始状态;b、由图10该滑坡的塑性区分布可见, 在饱和状态下, 滑坡体的左上部分全部处于屈服状态, 且具有较大的位移, 但滑坡体坡脚附近还处于稳定状态, 从一定程度上阻止了滑坡的滑动面进一步发展。

(2) 对地震作用下坡体饱和度为20%和水位上升饱和状态100%进行有限元分析

为了在瞬态动力分析时输入边坡的瑞利阻尼系数α和β, 先求出前两阶频率分别为:1.4244和1.4989.再求得阻尼系α=0.4587, β=0.00545, 篇幅原因只列出地震作用下饱和度为20%坡脚节点590的X、Y绝对位移值见表2所示。

从上面工况下对地震作用下坡体饱和度为20%和水位上升饱和状态100%进行有限元分析:a、考虑地震作用的响应大于不考虑地震下的响应值。对于地震作用下的饱和状态的坡体响应明显大于不饱和状态。b、从坡顶、滑体和坡脚的X、Y绝对位移总体比较来看, 坡顶的位移量>滑体>坡脚。分析结果表明:坡体先进入塑性区。

4 结论与建议

本文以一典型边坡为工程背景, 采用有限元软件ANSYS建立边坡水位升降前后在地震作用下的稳定性作了对比分析。对比分析后得到如下结论:

(1) 库岸坡体随着饱和度的增加边坡的稳定性降低, 该坡体从饱和塑性区分布图来看坡体塑性区先发生在坡顶, 滑坡体坡脚附近还处于稳定状态。

(2) 地震作用下饱和坡体的稳定性急剧下降, 其中地震作用的响应大于不考虑地震下的响应值, 且对于地震作用下的饱和状态的坡体响应明显大于不饱和状态。因此, 进行库岸边坡治理设计时, 因充分考虑水位上升对边坡稳定性带来的消极影响。

(3) 考虑地震作用下从坡顶、滑体和坡脚的X、Y绝对位移总体比较来看, 坡顶的位移量>滑体>坡脚。

(4) 笔者只考虑了饱和度为20%和100%两种情况下的对比分析, 并没有考虑坡体的岩土参数改变、地震强度变化、边坡的形式、人为因素及环境荷载等影响。若想清楚的认识库岸边坡在不同饱和度下的地震作用的受力状态, 还需进行必要的试验, 提高其真实性。

参考文献

[1]李韦.ANSYS土木工程应用实例 (第二版) [M].北京:水利水电出版社, 2007.

[2]崔鹏, 韦方强, 何思明等.5.12汶川地震诱发的山地灾害及减灾措施[J].山地学报, 2008, 26 (3) :280-282

[3]王呼佳, 陈洪军.ANSYS工程分析进阶实例[M].北京:中国水利水电出版社, 2006.