失稳特征（共8篇）
失稳特征 篇1
摘要：根据边坡失稳的地球物理模型,系统研究了土质边坡失稳的瑞利面波基阶模的相速度、波数响应特征,总结了边坡从稳定→失稳演化过程的瑞利面波基阶模频散特征变化规律,从而可以提取边坡失稳的瑞利面波基阶模相速度、波数、频散曲线等特征标志,使瑞利面波法不仅能用于探测边坡失稳的滑动面或结构面,而且还能评价边坡的稳定性,对边坡失稳进行综合预测预报。
关键词：边坡失稳,地球物理模型,瑞利面波频散响应特征,瑞利面波勘探,预测预报
0前言
边坡是自然或人工形成的斜坡,是人类工程活动中最基本的地质环境之一,也是工程建设中最常见的工程形式。边坡失稳(滑坡)是自然灾害的一个主要类型,现已成为研究的热点[1,2]。以前,利用地球物理勘探方法,只用于对边坡失稳的滑动界面或结构面探测[3,4]。本文以新的边坡失稳地球物理模型为基础,对边坡失稳的瑞利面波基阶模相速度、波数、频散曲线等地球物理场特征研究。通过研究,认为地球物理勘探方法不仅能探测边坡失稳的滑动界面或结构面,而且还能评价边坡的稳定性,对边坡失稳进行综合预测预报。
1 边坡失稳的地球物理模型
根据边坡失稳演化的地球物理特征,以及边坡的工程地质特性和地球物理特性,提出新的边坡失稳的地球物理模型。此模型把边坡物性层分为三层,第一层、第三层为物性如弹性波速度、电阻率相对高的地层,第二层为物性均匀变化层,该层相对上下层,其弹性波速度、电阻率较低。为了研究方便,把第二物性层分为三段,每段的物性是均匀的,各段分别对应抗滑段、主滑段、牵引段,各段的物性参数如电阻率、横波速度分别为:ρ2-1、VS2-1,ρ2-2、VS2-2,ρ2-3、VS2-3,该层各段的物性关系是在主滑移段的横波速度、电阻率最低,牵引段一边次之,抗滑段一边则最高,即有ρ2-2<ρ2-3<ρ2-1,VS2-2<VS2-3<VS2-1关系。如图1所示。
2 模型参数的选取
根据边坡失稳地球物理模型,该模型参数设计为,上层厚度为10m,横波速度VS1取300m/s,下层厚度为∞,横波速度VS3取350m/s,第二物性层的抗滑段的横波速度VS2-1在100～220m/s之间变化,而主滑段的横波速度VS2-2在100～180m/s之间变化,牵引段的横波速度VS2-3在100～220m/s之间变化,厚度为3.0m。具体见表1。
3 边坡失稳的瑞利面波的相速度、波数响应特征
根据设计的模型参数,利用频散曲线的快速标量传递算法[5,6]分别进行计算,根据结果绘制成等值线断面图,如图2。图中a类是随频率变化的相速度等值线断面图,b类是随频率变化的波数等值线断面图,c类是随深度变化的相速度等值线断面图。
土质边坡在失稳演化过程中,各模型的瑞利面波响应有以下特征:
1)随着第二层横波速度VS2-1、VS2-2、VS2-3下降,频率域相速度也逐渐降低,其等值线由“U”字型逐渐变为直线,低相速度异常面积逐渐增大,同值的相速度等值线的频率也逐渐降低,如240m/s、260m/s等值线在图2中的①-a、②-a上呈明显“U”字型,图2中的③-a以后“U”字形面积逐渐增大,等值线形成平缓起伏的“U”字型,在图2中的④-a、⑤-a上趋于直线,图2中的⑥-a是直线。如等值线240m/s在图2中的①-a主滑段的频率在45Hz左右,在抗滑段的频率约100Hz;在②-a上主滑段的频率40Hz左右,抗滑段的频率约100Hz;在③-a上主滑段的频率在32Hz左右,抗滑段频率63Hz左右;在④-a上主滑段的频率24Hz左右,抗滑段的频率58Hz左右;在⑤-a上在主滑段的频率大部分在18Hz,局部在10Hz左右,在抗滑段的频率约37Hz;在⑥-a上240m/s等值线的频率18Hz,局部在10Hz左右。
2)随着第二层横波速度VS2-1、VS2-2、VS2-3下降,频率域波数逐渐增大,其等值线由“U”字型逐渐变为直线,高波数面积逐渐增大,同值的波数等值线的频率也逐渐降低,如0.4等值线,在图2中的①-b、②-b上,“U”字型高波数异常明显,对应主滑段的频率分别在78Hz和70Hz左右,在抗滑段的频率分别约96Hz和96Hz。在③-b上,不对称“U”字型高波数异常更加明显,0.4等值线呈不对称“U”字型,在抗滑段频率88Hz左右,主滑段的频率在58Hz左右,在④-b、⑤-b中,“U”字型高波数异常范围更宽,在抗滑段的频率分别为约80Hz、62Hz,主滑段频率分别在52Hz、43Hz。在⑥-b中,波数随频率增高而均匀增大,等值线呈直线,0.4等值线的频率44Hz。
a.频率域的相速度等值线断面图b.频率域的波数等值线断面图c.时间域的相速度等值线断面图
3)随着第二层横波速度VS2-1、VS2-2、VS2-3下降,时域相速度也逐渐降低,其等值线由“U”字型逐渐变为直线。如280m/s等值线,在图2中的①-c、②-c中,等值线呈“U”字型,在主滑段的深度分别在20m、22m左右,而在抗滑段的深度分别为14m、15m;在③-c中,低相速度异常面积,280m/s等值线呈不对称“U”字型,其在抗滑段深度在约18m,主滑段的深度约28m;在④-c中,低相速度异常更为明显,范围更宽。280mm/s等值线呈不对称“U”字型,其在抗滑段翘起,深度在约21m,在主滑段的深度约32m;在⑤-c中,出现条带低速异常,位置水平方向上在30～80m之间,240m/s等值线呈倾斜长椭圆形,长短轴之比0.26。280m/s等值线对应的深度更深,其在在抗滑段的深度在约28m,在主滑段的深度约38m。在⑥-c中,等值线基本呈直线,在深度在12～21m之间,整个断面出现宽度较为均匀的、倾斜的、相速度低于240m/s的条带状异常,倾斜方向与边坡的一致。
4 边坡失稳的瑞利面波频散响应特征的意义
图2反映了土类边坡失稳状态演化过程中瑞利面波频散响应特征的变化规律。随着第二层横波速度VS2-1、VS2-2、VS2-3下降,频率域相速度也逐渐降低,其等值线由“U”字型逐渐变为直线,低相速度异常面积逐渐增大,同值的相速度等值线的频率也逐渐降低;频率域波数逐渐增大,其等值线由“U”字型逐渐变为直线;时域相速度也逐渐降低,其等值线由“U”字型逐渐变为直线。如在①、②频率域相速度等值线上呈明显“U”字型,在抗滑段的频率明显比主滑段高,说明边坡还是稳定的。随着第二层横波速度VS2-1的下降,说明抗滑段发生了应变,预示边坡开始“失稳”,在③上“U”字形面积进一步增大,等值线形成平缓起伏的“U”字型,这预示着第二层的“主滑”段的VS2-2降低向“失稳”的极限相速度变化,同时表明第二层的“主滑”段的低速区以不同速度向VS2-1、VS2-3区扩展,预示边坡开始“失稳”。在④、⑤时,由于第二层横波速度VS2-1、VS2-2、VS2-3进一步下降,等值线趋于直线或接近成直线,即标志着第二层速度降低到了预示边坡“失稳”的前兆,⑥等值线成为直线,着说明边坡已失稳。这些响应特征不仅为瑞利面波法探测边坡失稳的界面位置而且为综合预测边坡失稳提供了有利依据。
各类模型的瑞利面波基阶模相速度、波数等值线图①～⑥,相当于边坡失稳过程中,不同时期、不同季节对其进行瑞利面波剖面观测的结果,这为在边坡进行不同时期、不同季节的剖面的实时观测,达到综合预报边坡失稳目的而提供了理论支撑。
5 结束语
通过对边坡失稳状态演化过程的瑞利面波频散响应特征研究,揭示了边坡从稳定→失稳演化过程的瑞利面波基阶模频散特征变化规律,从而提取边坡失稳的瑞利面波基阶模相速度、波数、频散曲线特征。这为瑞利面波法探测边坡失稳的界面位置以及综合预测边坡失稳提供了有利依据,同时为瑞利面波法对边坡进行实时观测,预测预报边坡失稳提供了理论支撑。
参考文献
[1] 晏同珍.滑坡学[M].北京:中国地质大学出版社,2000．
[2] 邓清绿.斜坡变形构造[M].北京:中国地质大学出版社,2000．
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[5] 凡友华,刘家琦,肖柏勋.计算瑞利波频散曲线的快速矢量传递算法[J].湖南大学学报,2002,29(5) :25-30．
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失稳特征 篇2
山区公路边坡失稳分析与防治技术研究
公路边坡稳定对山区公路的交通安全尤其重要.本文结合工作实践和相关资料对山区公路边坡失稳原因进行研究分析,提出相应对策及综合防治技术措施.
作 者：陆永林 Lu Yonglin 作者单位：杭州市公路管理局刊 名：建设机械技术与管理英文刊名：CONSTRUCTION MACHINERY TECHNOLOGY & MANAGEMENT年，卷(期)：201023(5)分类号：U4关键词：山区公路 边坡 地质灾害 防治技术研究
失稳特征 篇3
关键词：尖点突变,混沌,李雅普诺夫指数,庞加莱截面,失稳
伴随着浅部能源的日渐衰竭, 越来越多的矿山进入到了深部开采的状态。特别地对于我国, 很多煤矿在未来20 年将进入1 000 ~ 1 500 m的开采深度［1］, ‘三高一扰动’的复杂的非线性力学环境, 使深部开采遇到了岩爆、瓦斯突出、突水等浅部没有的突发性地质灾害, 而这些灾害本质上是深部多相介质、多场耦合作用下的岩体系统的失稳问题。
岩柱和顶板、底板一样, 是地下工程岩体结构中的重要组成部分。许多深部工程地质灾害的发生与岩柱的失稳破坏是直接相关的。岩柱的失稳破坏是一种非线性动力学现象, 它是一种由连续的原因所引起不连续结果的自然现象［2］。突变理论从1972年被Thome［3］提出以来, 便成为研究自然界中不连续变化现象的一种数学方法。唐春安等［4］, 张明等［5］建立了单轴情况下的加载系统的突变模型, 结果表明, 只有当试验机的刚度不大于岩石软化段拐点的瞬时刚度时, 系统才会发生灾变, 并且灾变的发生完全是由系统内部特性所决定的, 岩样的软化特性越强, 越容易发生灾变。秦四清等［6］, 徐曾和等［2］分别建立了煤柱岩爆的尖点突变模型, 得出岩石系统发生灾变的条件和文献［5，6］的结果是一致的。张黎明等［7］建立了两体系统失稳的折迭突变模型, 得出了系统突变前后, 变形突跳和能量释放的一般表达式。但是, 这些研究成果都是从静力学的角度出发, 研究岩体系统通往灾变的过程。
尽管人们投入了很多的精力来研究岩柱的稳定性［8—18］, 我们对岩柱的稳定性及其力学响应机理的理解和认识还很不完善。有一点, 我们已经认识到, 对于深部承受极高初始应力的岩柱, 较小强度的外界扰动就可能使其发生无法预知的灾难性破坏［8］, 这与混沌的性质在一定程度上有一致性。而且数学家H. Poincare也发现某些时间演化遵守Hamilton方程的力学系统将会出现混动。
越来越多的人认识到岩体运动的非线性, 并将之引入到相关领域的研究当中［18—21］。这其中有些把岩体的破裂运动的过程抽象为虫口模型或者Lo-gistic方程来研究其混沌运动的趋势和过程, 也有些通过某些判断混沌特性的指数 ( Lyapunov指数, Kol-mogorov熵) 的方法来分析岩体系统的非线性行为。而岩柱系统本身作为一个整体, 在静力学的环境中, 它的力学行为已经被我们所了解, 若是在受到外在驱动力的环境中, 它的力学行为又是怎样的呢?
本文从岩柱的静力学非线性突变方程的角度出发, 建立了岩柱运动的动力学方程; 分析了岩柱运动的混沌演化特征, 计算了岩柱动力系统的最大Lya-punov指数和庞加莱截面, 阐释了岩柱运动的混沌特征。
1 岩柱静力失稳的尖点突变模型
如图1 所示, 以孤立岩柱系统为研究对象如图1 所示, 假设岩柱的尺寸为: L × W × H。同样假设所研究岩体单元具有非线性的弱化本构关系［5］, 假设岩石中材料缺陷的分布满足波松分布 ( 如图2) , 则岩石的非线性弱化应力位移关系如式 ( 1) 所示:
式 ( 1) 中, σ1表示应力, f ( u) 表示应力是位移的函数, u表示在应力 σ1方向上产生的位移, E为弹性模量, H表示岩石试件的高度, u0为试件屈服点对应的位移值。
将直接顶岩体单元简化为弹性体, 它的刚度为LWk1, 所简化的力学模型如图3 所示。于是岩柱体的荷载位移曲线为:
根据图3 所建立的模型并参考文献[3, 4]可知, 系统的总势能可表示为:
式 ( 3) 中a为直接顶下降的位移。
公式 ( 3) 两边对u求导得系统的平衡曲面方程为:
按尖点突变理论令: V″ 则得尖点处有: ut=2u0, 这与式 ( 1) 弱化段的拐点对应的位移值是对应的。将平衡曲面 ( 4) 在尖点处展开为幂级数, 并截取至三次项得到:
整理式 ( 5) 则有:
可以看出式 ( 6) 中p右边括号内前一项是直接顶的刚度相关的量, 记为Ku; 而后一项是与岩体本身的刚度相关的量, 记为Kr, 记刚度比K = Ku/ Kr, 则式 ( 6) 可变为:
于是式 ( 5) 可简化为:
而式 ( 8) 正是尖点突变的流形方程。
其分叉集方程为:
2 岩柱失稳的静力学判据
当p = 0 时, 按照分岔集方程 ( 9) 则q = 0, 则式 ( 8) 有三重零根, 系统发生突变的量只能是零。而只有在p < 0 的情况下, 满足方程 ( 8) 的点才能跨越分叉点集, 系统才会发生不为零的突变, 即岩柱失稳的发生。于是可知, 系统发生失稳的必要条件是:
由式 ( 10) 所示, 可以看出只有当直接顶的刚度小于岩柱软化阶段拐点的瞬时刚度时, 岩柱才会发生失稳。
3 岩柱运动的非线性微分方程
以上的非线性尖点突变的模型仅仅考虑了岩体的准静态运动状态, 即平衡态下的运动状态, 也就是说当 ∂V/∂u = 0 时的状态。其实岩柱系统无时无刻都在受到外在因素的影响, 比如采矿过程中产生的扰动力、地震引起的岩层震动等等, 它的运动更多地是一种非线性的动力学响应。如果系统远离平衡态则有: ∂V/∂u ≠ 0, 此时系统所受的合力则为:
对式 ( 11) 稍加整理并去除线性项对系统的影响, 则有:
式 ( 12) 中:
我们知道系统的运动总是要受到阻尼力的作用, 岩石系统也是如此, 它所处于的系统更加复杂, 特别是在深部工程中, 由于温度升高所导致岩体强度的软化, 由于高含水量导致的岩体湿度的升高, 必须考虑阻尼力对系统的非线性动力行为的影响。通常阻尼力通常是与速度呈正比的, 也即是x·。将阻尼项添加进方程 ( 12) 则有:
如果同时考虑矿压或者地震荷载的影响, 假设系统受到周期外力的影响:
式 ( 14) 中A为周期外力的振幅, w为周期外力的频率。
将式 ( 14) 引入到式 ( 13) 中则有:
引入以下参量, 假设:
式 ( 16) 即为包含外部策动力的杜芬方程的表达式。α 为阻尼比, βx + κx3为系统内部非线性恢复力项, γcoswt为外部策动力项, γ 是策动力的幅值, W是策动力的角频率。
可以看出 β 其实是与系统刚度比K相关的量, 称之为线刚度。为了研究线刚度 β 对系统稳定性的影响, 对于较为简单的形式, 即假设系统中有:
α=0.01;γ=10;κ=1;β=6u20 (K-1) 从而式 (16) 可以简化为:
4 岩柱运动的混沌特征
4. 1 最大Lyapunov指数
对于一维离散映射:xn+1=F (xn) 在不断的迭代过程中, |F|的值也在发生变化, 为了表示从整体看两个相邻初始状态在相空间分离的情况, 必须对时间取平均, 为此, 设平均每次迭代所引起的分离指数为λ, 则有n次迭代后相距变为:
当 ε → 0, n → ∞ , 对上式变形求 λ 极限则有:
λ 称为李雅普诺夫指数 ( Lyapunov exponent) 。
Lyapunov指数是表示两条初始无限小分开的轨迹之间的相对距离在单位时间内平均指数增长因子, 它定性地描述了相空间中相邻轨道呈指数发散的性质, 若其为负值, 则表明系统处于稳定状态, 系统收敛与不动点或周期解; 若其为0, 则系统处于临界状态; 若其为正值则表示相邻轨道发散, 系统具有混沌特性。
方程式 ( 17) 经过变量替换可转换为如下方程组:
这样便可以借用Matlab对此方程组进行迭代求解。如果我们保持时间不变, 以 β 为控制变量, 以x为变量进行迭代, 经过迭代便得到系统位移x与 β的关系, 同时计算不同线刚度下系统最大李雅普诺夫指数的变化。
图4 显示的是系统最大李雅普诺夫指数随线刚度的变化。线刚度 β 较小时, 最大李雅普诺夫指数为负值, 其运动是周期运动的, 随着线刚度的增加, 其运动的状态越来越复杂。从图4 可以看出, 当线刚度小于- 2. 568 时, 系统位移的最大李雅普诺夫指数均为负值, 也说明系统的运动是周期收敛的; 当线刚度在- 2. 568 ~ - 0. 54 区间内时, 系统位移的最大李雅普诺夫指数是正值, 说明在此区间内系统的运动是混沌的; 当线刚度位于- 0. 53 ~ - 0. 36 之间时, 系统位移的最大李雅普诺夫为负值, 说明系统在此区间内是周期运动的; 当线刚度进一步增大到位于区间- 0. 35 ~ 0. 1 内时, 系统位移的最李雅普诺夫指数又变为正值, 此时系统又进入了混沌运动;当线刚度大于等于0. 2 时, 系统位移的最大李雅普诺夫指数一直保持为负值, 系统又重新进入到了周期运动之中。
图5 给出了系统线刚度 β 的分叉图及其局部放大图。可以看出系统位移随线刚度具有明显的分叉特征, 但是由于各个分叉相互嵌套, 混沌运动和周期运动相互嵌套, 从而岩柱的运动变得很复杂。系统的分叉行为和图4 所示的最大李雅普诺夫指数的变化趋势也是对应的。图5 ( b) 显示当线刚度小于- 0. 53 时, 系统明显的运动都集中在三条周期轨道中。在系统分叉明显的地方, 同时存在着与分岔轨道不重合的周期轨道, 如图5 ( c) 所示。
可以得出这样的结论: 在一定情况下, 控制线刚度的大小可以较好地控制岩柱系统的非线性行为。只要把线刚度控制在如图5 ( a) 所示的1 周期轨道的区间内, 系统的运动将是线性的, 可预知的。
4. 2 系统的相轨迹及Poincare映射
将迭代计算出的位移X与时间作图, 便得到时间位移曲线; 将X和Y联合作图, 便得到岩柱系统运动在相空间的轨迹。如果每隔一个外激励周期 ( 2π/W) 在系统的相轨迹中取一个点, 这些离散的相点就构成了庞加莱映射; 对于本文所研究的二维系统来说, 这些所有的离散点可以在平面上画出。绘制出的这个交点图便是庞加莱截面。如果截面上只有一个或者少数离散点时, 可以判定系统的运动是周期的; 如果截面上是成片的密集点, 且有层次结构时, 可判定系统运动处于混沌状态。
图6 所示的分别是当 β = - 16、- 10. 4、- 8. 2、- 6. 34、- 2、- 0. 235、1. 05、4. 95 和10 时的位移时间图、相轨迹和Poincare映射截面图。
和4. 1 节对应的是, 当 β 在小于- 2. 568 或者位于- 0. 53 ~ - 0. 36 或大于0. 2 内取值时, 其位移在相空间内表现为一种周期运动, 相轨迹表现为有限周期的循环运动, 在庞加莱截面上是有限点的排列。当线刚度等于- 10. 4 和- 8. 2 时, 其庞加莱映射表现为规则的排列, 属于周期吸引子。当 β = - 2和- 0. 235 时, 系统的运动变得杂乱无章, 相轨迹相互交错, 其庞加莱截面呈现出复杂的有规则的图形, 由4. 1 节可知其最大李雅普诺夫指数为正值, 所以其运动是混沌的, 其庞加莱截面是混沌吸引子。如图6 中蓝色部分所示。
5 结论
( 1) 本文利用力学模型, 建立了方形岩柱失稳的尖点突变模型, 研究了静力学条件即平衡态附近岩柱失稳过程的非连续问题并得出了与以往研究者相同的结论: 岩体失稳发生的必要条件为: 周围岩体的刚度应小于岩体本身弱化段拐点的瞬时刚度。
( 2) 推导出了非平衡态时岩柱系统受周期扰动下的非线性微分方程。研究了不同线刚度下, 系统位移的最大李雅普诺夫指数的变化。
失稳特征 篇4
1) 大岩样的真三轴压缩实验。对试样进行三向受压, 通过侧面迅速卸载模拟回采工作面煤层开采后围岩的变形破坏状况。何满潮等[10]对深部高应力条件下的花岗岩岩爆过程进行了实验研究, 将岩爆全过程分为4个阶段, 并对岩爆发生机制进行了初步探讨。
2) 煤 (岩) 孔洞冲击的实验研究。在立方体或棱柱体的煤 (岩) 块中钻孔, 进行三轴压缩实验。Lee和Haimson[11]、Haimson和Song[12]对花岗岩钻孔实验进行了一系列研究, 分析了钻孔周围的应力和变形情况。
3) 相似材料的模拟实验。对相似材料的配合比、力学特性、巷道围岩自由表面稳定与破坏特征进行实验研究。张晓春等[13]采用相似材料模拟试验, 分析了自由壁面附近预存裂纹扩展、贯穿, 并形成层裂结构的过程, 模拟了层裂结构在临界压力下屈曲破坏, 导致冲击矿压发生的机制。
以上大部分实验都是针对岩石或者相似材料进行的矿压冲击实验, 针对煤岩材料实验较少, 而煤岩本身蕴含大量微裂纹, 其物理性质要比岩石复杂得多, 在岩板的形成、发展、破坏的过程及形成机制方面也较复杂。笔者通过对大煤岩试样进行物理试验, 配合美国MTS815.02电液伺服岩石力学试验系统及动态数据采集系统, 模拟巷道煤壁附近围岩体劈裂成板、失稳破断及突出的全过程, 分析煤壁自由面侧向变形、煤壁层裂板结构形态及屈曲失稳破坏特征, 为冲击矿压预测提供参考。
1 岩样加载装置及试验系统
为模拟煤巷开挖后巷道煤壁的受力特征, 笔者设计了如图1所示的加载装置[14], 其由底板、侧向约束板、侧向加筋板、调节螺母、上压头 (加载) 等部分组成。试验过程中, 通过MTS加载系统对煤岩试样施加铅垂方向压力;侧向约束板为煤岩试样提供侧向压力, 并施加侧向位移约束。试样前后面为自由表面, 可看作煤巷开挖后的煤壁面, 并在前自由表面安装位移传感器以便对煤岩动力失稳现象进行观察及数据采集。
按照试验目的与要求, 将煤岩试样加工成长150 mm、高100 mm、宽75 mm的长方体试样, 共计4组。
测点布置在煤岩试样前自由面中线上的3个位置, 如图2所示, 位移传感器由磁性表座固定于加载系统的底盘。
2 煤壁失稳试验结果分析
煤壁层裂失稳一个重要的特征就是在加载过程中, 煤壁逐渐形成层状板结构, 并且在地应力作用下发生动力弯曲失稳, 因此, 用层裂板的侧向位移变化来分析层裂板的稳定性既具有直观性又能反映整个失稳过程。
2.1 煤壁侧向变形分析
试验过程中记录不同试样在载荷作用下侧向位移与时间的关系, 以煤岩1#试样为例进行分析, 如图3所示。
由位移曲线和实验过程中的现象分析, 煤壁层裂失稳过程可分为4个阶段:
1) 加载初期, 原始裂隙不断地被压密, 煤壁侧向变形较小, 且无碎屑崩出, 但有较少竖向裂纹出现。这一阶段称为应力积聚期。
2) 随着载荷增加, 煤岩出现噼啪的声响, 且产生明显竖向裂隙, 并有细小碎屑崩出, 煤壁侧向变形总体较小。这一阶段称为局部失稳期。
3) 载荷继续增加, 侧向变形量突然增大, 伴随较大的崩裂声, 层裂板结构形成, 并在载荷作用下发生侧向弯曲变形, 煤岩内部已贯通的层裂板间形成一定的空隙。由图3可看出, 测点2的总体位移量比测点1、3要大很多, 这也充分说明了层裂板的弯曲变形。这一阶段称为整体平衡期。
4) 当载荷继续增加时, 最外层的板结构发生弯曲失稳并剥落, 侧向变形突然减小。此时, 内侧板结构弯曲位移也在不断增加, 出现失稳、剥落, 导致煤岩承载能力下降, 最终致使煤块坍塌, 完全破坏。这一阶段称为煤壁失稳破坏期。
试验得到的煤壁侧向位移曲线呈锯齿状变化, 这是由于煤岩内部裂隙不断被压密—产生新裂隙—再被压密, 不断地循环交替所致。当煤壁由片状煤块凸出时, 位移出现大的突跳。曲线的锯齿形状变化反映了煤岩内部小缺陷扩展贯穿、挤压压密及局部失稳破坏的过程, 大的突跳则反映了煤壁面弹性能突然释放的非稳定性破坏。
2.2 煤壁层裂结构特征分析
在加载作用下, 自由端处煤壁面劈裂密度较大, 远离自由端处裂纹几乎接近煤岩的原始裂纹, 这充分体现了巷道围岩破坏时的特征, 即靠近洞壁处的围岩极易发生破坏。从试验中还可观察到劈裂裂纹与煤壁面近似平行, 如图4所示。随着载荷的增加, 裂纹不断扩展, 煤岩试样不断地被分割成多层薄板结构, 并最终发生失稳破坏。
通过观察破坏后的煤岩侧面, 发现仍有多条竖向裂缝, 以及多层已破坏或将要破坏的层裂板。贯通煤壁的裂隙把层裂板剥离开, 并呈板状、片状形态。剥落的板、片状煤块表面粗糙不平, 既有沿煤壁方向的光滑面, 也有呈倾斜状的台阶面, 交替分布。产生这些表面的原因在于煤岩原有裂纹在地应力作用下发生滑移开裂、贯穿, 导致煤壁形成层裂板结构, 并当地应力增大到一定程度时, 发生失稳破坏, 剥离、脱落。
2.3 煤壁层裂结构的失稳特征分析
煤壁层裂结构的失稳过程可通过高速摄像设备进行全程记录。图5分别截取了4#试样加载后自由面弹射过程中的几个特殊阶段。
1) 在加载初始阶段, 竖向位移不断增加, 原生裂隙逐渐被压密, 煤岩体的能量逐渐累积增加。
2) 随着载荷增加, 煤岩内部原始裂纹开始扩展并形成新的密集裂隙, 且逐步贯通, 煤壁表面也出现竖向裂纹, 并有小颗粒的破碎煤块向外弹射, 层裂板结构逐步形成。在此阶段内, 煤壁面竖向宏观裂纹增多, 煤壁面被分割成几个条状板结构。在上表面加载处, 由于能量累积迅速, 小颗粒煤块不断向外弹射, 形成小范围凹坑形状。
3) 载荷继续增加, 层裂板承受竖向载荷作用, 能量不断累积, 开始弯曲, 当能量超过煤岩板的临界值时, 发生屈曲失稳, 煤壁表面出现片、板状煤块剥落, 同时发出清脆的崩裂声响, 此时载荷达到文献[3]中上下简支板的临界载荷。煤块弹射过程中释放大量能量, 严重时可能导致人员伤亡或设备损坏等后果。当外层的煤块弹射后, 新产生的煤壁面重新产生层裂板结构, 在地应力作用下, 经过弯曲、屈曲失稳、剥离, 最终发生弹射, 此过程循环发生, 最终导致煤岩试样突然崩垮, 出现冲击矿压。当煤岩内部积聚的弹性能释放完毕, 煤岩试样又恢复平静, 冲击矿压结束。
煤巷开挖后, 由于地应力的重新分布, 煤壁附近应力会突然增加, 导致原始裂纹扩展、贯通, 形成层裂板结构。当能量累积到板结构的临界值时, 便会导致层裂板突然失稳, 能量突然释放, 将煤块高速弹射出去, 极易造成事故。整个失稳过程可分为:层裂板结构的形成、层裂板结构的屈曲失稳和大范围突出3个阶段, 其中后两个阶段过程迅速, 反映了冲击矿压发生的突然性和瞬时性。一旦发现煤巷出现大范围明显裂缝, 必须进行锚索加锚网强化加固。
本试验现象从试验角度解释了煤巷开挖后冲击矿压发生的机理及过程, 也解释了文献[3, 13-14]中关于层裂板失稳的理论分析的结果。
3 结论
1) 根据巷道煤帮的受力及变形特点, 设计了用于煤壁层裂屈曲失稳试验的加载装置, 并进行了试验, 为巷道冲击矿压的研究提供了有效手段。
2) 通过煤岩失稳试验, 得到了巷道煤壁层裂板结构的形成、变形及失稳特征。结果表明:煤巷自由面侧向位移随载荷增加稳步升高;岩体内裂隙主要沿铅垂方向扩展, 并形成层裂板结构, 层裂板结构的屈曲失稳是巷帮煤壁破坏的重要形式。
3) 试验还原了煤壁层裂板结构的形成、失稳破坏, 最终诱发冲击矿压的全过程。煤壁的突出过程分3个阶段:层裂板的形成、屈曲失稳及大范围突出。如果能设法捕捉到失稳第一阶段的信息征兆, 并及时预报, 就有可能避免冲击矿压的发生。
摘要：煤矿围岩体失稳动力灾害现象主要表现之一就是冲击矿压。根据煤岩试样受载情况设计了加载装置, 利用MTS815.02岩石力学试验系统及多点动态数据采集系统, 对巷道煤壁附近围岩体劈裂成板、失稳破断及突出的全过程进行了试验研究, 结果表明:煤壁自由面侧向变形随层裂板的弯曲逐渐增大, 并在煤块弹射时突然减小;地应力导致煤壁内裂隙主要沿铅垂方向扩展, 形成板结构, 并向煤岩内部逐步发展、破坏;煤壁失稳分为层裂板的形成、屈曲失稳并剥离、大范围崩裂突出三个阶段, 其中后两个阶段发生时间极短。
失稳特征 篇5
某水电站位于四川省境内, 设计挡水建筑物为碾压混凝土重力坝, 最大坝高153m。该水电站为二等工程, 工程规模为大 (2) 型。主要枢纽建筑物由拦河坝、左岸引水发电系统、两岸导流洞、消力池等组成。
该电站枢纽区地处深切河谷, 岸坡高陡, 左岸临河岸坡近于直立, 花岗岩侵入体内结构面发育, 受裂隙切割, 规模大小不一的不稳定块体分布于陡壁之上, 且在自然边坡上部岩体卸荷强烈, 结构松弛。受地形特点及岩体结构的影响, 左岸发育有一定数量且规模不小的危岩体, 这些危岩体的稳定性总体较差, “高悬”于枢纽建筑物上部, 哪怕很小范围人为、自然因素 (如降雨、渐进性的风化等) 导致局部的危岩体失稳, 也会对施工安全带来重大威胁, 运行期还可能给枢纽区建 (构) 筑物带来重大破坏, 甚至灾难性后果。因此, 研究清楚危岩体发育特征及失稳模式, 方能较为准确的判断其稳定性及其危害性, 进而才能对危岩体采取科学合理的综合处理措施, 保证电站施工期人员设备的安全及运行期水工建筑物的安全。
本论述中枢纽区自然边坡, 是指枢纽区谷坡一级谷肩至工程边坡开口线之间的自然边坡, 一般是指工程边坡开口线以上对工程有直接影响的自然边坡。
2 枢纽区基本地质条件
该水电站在大地构造部位上地处松潘-甘孜造山带, 位于“川滇巨型菱形断块”之“雅江-理塘”菱形断块内部偏南。菱形断块内部断裂不发育, 较之边界断裂规模也小得多。在“雅江-理塘”菱形断块内, 新构造运动特征总体呈大面积隆起, 区内各级夷平面及阶地轮廓清晰易辨, 未出现明显的解体现象, 也未发现晚更新世以来活动的断裂, 地震基本烈度为Ⅶ度, 区域构造稳定性较差。
电站位于青藏高原东南部, 地貌区划属川西高原。枢纽区河道顺直, 河谷深切, 总体呈左陡右缓的不对称的“V”型河谷, 左岸自然边坡最高点在3500m以上, 坡脚高程2480m, 临江坡高500~1000m。地形坡度多在65°以上, 局部近于直立。
枢纽区基岩为燕山早期茨玛绒侵入体, 由中~粗粒黑云母二长花岗岩组成。左岸花岗岩体中发育两陡一缓3组优势结构面: (1) N30-60°E/SE (NW) ∠60~85°横河向陡倾角结构面; (2) 近EW/N (S) ∠65~85°的横河陡倾角结构面; (3) N30-60°W/NE∠10~30°顺河向缓倾角结构面。陡倾角断层较为发育, 第 (3) 组缓倾角结构面多表现为长大节理及裂隙。左岸边坡中下部岩体结构较完整, 为次块~镶嵌结构, 高位表部岩体破碎, 卸菏强烈, 岩体多为碎裂~板裂结构, 局部松动。枢纽区花岗岩, 岩质坚硬, 自身抗风化能力较强, 风化作用主要沿断层、错动带和裂隙等软弱结构面扩展, 以裂隙式风化和夹层状风化为主要特点。
本区属川西高原气候区, 主要受高空西风环流和西南季风影响, 干、湿季分明。雨季为5至10月, 此时气候湿润、降水集中, 降水量约占全年的90%~95%, 降水日数为全年的80%左右。多年平均气温10.9℃, 多年平均年蒸发量1912.5mm, 多年平均年降水量705.2mm, 历年一日最大降水量70.6mm。
区内植被较为茂盛, 以针、阔叶混交林及高山灌木丛为特点。
3 危岩体的定义及主要评价方法
3.1 危岩体定义
由于自然边坡危岩体勘察评价尚处在探索及积累经验过程中, 未形成工程实践所需要的理论与评价体系, 至今仍无相关规程规范可循。因此, 结合以往我单位开展的相关工作, 以及本电站自然边坡危险源研究现状, 对枢纽区自然边坡危岩体定义如下:危岩体是指陡峭边坡上被多组结构面切割, 在重力、风化营力、地震、渗透压力等作用下脱离母体或离开原位, 稳定性差的岩体。其失稳具有突发性, 往往以坠落、滑落、弹跳、滚动等方式顺坡向下剧烈快速运动。危岩体一般存在于高陡边坡及陡崖上, 是高边坡稳定性问题的重要组成部分, 是高边坡主要的地质灾害类型之一, 也是对水电工程建设有较大危害的地质灾害类型之一。其规模数m3~数十万m3不等, 对于小于1m3的一般称之为危石。
3.2 危岩体评价方法
左岸地形陡峻, 对于工程有直接影响的自然边坡相对高差多在300~500m之间, 临河岸坡近于直立, 传统的野外现场地质踏勘仅能初步辨识危岩体, 对于危岩体的几何尺寸、切割结构面的产状、间距、迹长等难以准确调查。激光扫描数字摄影成图技术可以弥补以上不足。
本工程采用的Optech3D激光扫描仪, 该仪器采用激光技术, 基于距离数字采集LIDAR (lightdistanceandranging) 光传输时间测量方法, 提供在任何环境下对人体完全安全的激光。三维激光成像系统则可获得完全实景的数字模型, 可获得点、线、面三维实体模型, 并自动探测物体边缘, 加以过滤、平滑和加色;可从任意角度剖分所建立的三维数字模型;完全的3D显示图像, 可精确显示和揭露复杂图像细节。所用地面激光扫描仪测距范围可达1800m, 数据采样率2700点/s, 距离在100m范围内最小点间隔2.6mm, 激光点大小在100m时为29mm, 扫描视场水平:40°, 垂直:40°, 激光为Ⅰ+级人眼安全激光。我们采用该设备配套的软件Poly Works对被扫描边坡的裂隙网络进行了提取, 并对几组优势裂隙的产状、迹长、间距等进行了量测, 准确量测出危岩体的分布位置、几何尺寸、规模、切割面产状等。
4 危岩体的分布发育特点
根据水工设计方案, 左岸边坡最高开挖线在左坝肩顶部2835m处, 危岩体主要分布在开挖线以上。根据现场初步调查, 左岸自然边坡共发育有17处危岩体, 见图1所示, 具体分布发育特征如下:
(1) 左岸危岩体发育与地形密切相关, 呈现为高位山梁等处主要发育中等~大型规模的危岩体, 这些危岩体高悬于大坝、进水口、尾水出口、导流洞等水工建筑物上方;近于直立的陡壁广泛发育悬挂坠落式的小型危岩体。体积较大的危岩体集中发育于坡度较陡的凸出山脊和冲沟内的陡壁上方等临空条件好的位置, 高程大多在2750m以上。在2750m高程以下的临河陡峻岸坡大量分布有小型危岩体, 方量数m3~数十m3不等。该类危岩体, 因受裂隙切割而具有随机分布的特点, 在振动或者暴雨工况下易于崩落。
(2) 左岸高位分布的危岩体规模较大, 推测发育深度1~5m不等。危岩体处岩体结构破碎, 卸荷强烈, 具有多种变形破坏模式, 包括倾倒~拉裂, 平面滑移~拉裂, 楔形体滑移拉裂等。倾倒~拉裂主要发育于陡倾角裂隙密集发育的板裂状岩体内, 岩体被切割呈突兀的尖柱状, 横河向的陡倾角裂隙多张开, 临沟侧倾倒变形明显, 表部岩体整体松动;平面滑移~拉裂主要发育于缓倾角裂隙密集发育, 且上游侧临空条件较好的脊状地形带;楔形体滑移拉裂主要受倾坡外的中、陡倾结构面切割所控制。
(3) 左岸危岩体外观形态多样, 主要有悬挂式、板裂式等。
悬挂式危岩体发育于左岸陡壁, 高悬于岸坡表部和岩腔顶部, 底部有良好的临空条件, 后缘切割面连通性较差, 其破坏模式为冒落式滑塌, 在重力或振动作用下易于产生错断、崩塌、坠落。板裂式危岩体主要受陡倾角结构面切割, 呈板状, 后缘拉张裂隙发育, 多呈“V”型, 其失稳方式为倾倒弯曲。
(4) 左岸危岩体治理防护难度大。上部危岩体分布位置高, 规模较大, 岩体松弛, 一旦失稳将可能威胁下部大坝、进水口、消力池等的安全。下部陡壁处发育的小型危岩体分布广泛, 小规模崩塌活跃且具有随机性, 将威胁施工人员和设备的安全。因此, 需采取针对性的科学有效的治理措施。
5 危岩体失稳模式类型分析
危岩体的成因类型众多, 与其所在处的地形地貌、岩性、岩体结构特征、风化卸荷、地震、工程建设影响等因素密切相关。根据野外调查, 结合工程自身特点, 选取一种复合方式对危岩体进行分类较为合适。因此, 我们主要从危岩体外观形态和失稳破坏的力学机制两个方面考虑, 将枢纽区自然边坡危岩体分为以下几类, 见图2所示。
5.1 悬挂坠落式
悬挂坠落式危岩体形成是因岩体受结构面切割作用强烈, 下部先期危岩体崩落后逐渐发育形成凹腔, 悬空的岩体在长期的重力作用下, 节理会逐渐扩大发展, 因此, 拉应力进一步集中在尚未产生节理裂隙的部位。一旦拉应力大于这部分岩石的抗拉强度时, 拉裂缝就会迅速向下发展, 突出的岩体就会突然向下崩落。除了长期的重力作用外, 地震、风化作用等都会促进坠落式危岩体的形成。见图3所示, 倾山里偏上游的缓倾角结构面为顶部控制性结构面, 密集发育的NE向陡倾角结构面延伸长大, 岩体被切割成板裂状, 在高高程及临沟侧多拉裂张开;此外由于山体陡峻, 卸荷作用强烈, 与坡面近于平行的卸荷裂隙较发育。受上述结构面切割, 岩壁存在数量众多的由冒落式破坏而形成的空腔。同时, 陡壁上的危岩体多以直接坠落或滑动后坠落的方式下落, 在坡脚可见大量的崩塌堆积物, 块度一般0.2~2m, 少量可达5m。部分岩块比较新鲜, 表明左岸临河侧自然边坡小型危岩体崩塌活动比较活跃, 见图4所示。
5.2 贴坡滑塌式
贴坡滑塌式危岩体紧贴于母岩上, 若接触面倾向与坡向相同时, 在危岩体自重和地表水沿裂隙渗入等因素作用下, 危岩体向临空发生剪切滑移破坏。岩体重心一旦滑出陡坡, 就会发生崩塌。除重力外, 连续大雨渗入岩体裂缝, 产生静水压力和动水压力以及雨水软化结构面都是岩体发生滑移的主要诱因。在某些条件下, 地震也可以引起这类危岩体失稳。见图5所示, 为尾水洞上游处顶部山脊的贴坡滑塌式危岩体, 可见陡倾坡外的卸荷裂隙成组发育, 一旦在外界因素扰动下 (如地震、风化等) , 裂隙相互贯通, 下部应力集中处被剪断破坏, 则危岩体将顺坡发生滑塌。
5.3 倾倒折断式
倾倒折断式危岩体的特点是高而窄, 横向稳定性差, 失稳时岩体将以坡脚的某一点为转点, 发生转动性倾倒。这种模式的危岩产生破坏的途径有: (1) 长期冲刷淘蚀直立岩体的坡脚, 由于偏压, 使直立岩体产生倾倒蠕变; (2) 当附加特殊水平力 (地震力、静水压力、动水压力、冻胀力和根劈力等) 作用时; (3) 当坡脚由软岩组成时, 雨水软化坡脚, 产生偏压;直立岩体在长期重力作用下, 发生弯折。该类危岩主要在左岸高位发育, 见图5所示, 由于花岗岩坚硬, 在长期倾倒过程中, 剪应力集中区逐渐产生缓倾裂隙, 再经过长期的风化作用, 缓倾裂隙逐渐贯通, 从而为岩体向临空方向坠落提供条件。
5.4 砌块式
自然边坡上的岩体在断层、长大节理、卸荷裂隙等结构面的强烈切割下, 碎裂成块状, 堆砌在一起, 裂隙间有较明显的张开或旋转, 甚至有大量的架空现象, 像整齐或不整齐的砖块堆砌起来, 危岩体没有离开坡体发生过大的运移。形成这种危岩体的原因主要有3个: (1) 河谷下切速度较快, 边坡岩体应力急剧释放形成大量卸荷裂隙; (2) 边坡附近有断层通过, 断层活动时期形成大量的构造裂隙; (3) 整个边坡发生滑移、倾倒等变形, 使岩体中的裂隙产生大量张开或错动变形。这种危岩体的变形失稳情况较为复杂, 在不同的情况下, 其变形失稳可能为滑塌, 也可能是倾倒, 但多数情况下该类危岩的变形失稳类型为以上几种失稳类型的复合型。根据现场调查, 砌块式危岩体往往发育在上部临空条件较好的高位边坡, 见图7所示, 左岸尾水洞上部山脊处, 卸荷强烈, 形成了明显的砌块式危岩体。
5.5 楔形滑移式
楔形滑移式危岩体的后部存在陡倾角结构面, 将危岩体与母岩分割开来, 下部存在连通性较好的缓倾坡外结构面, 剪出部位常出现在陡崖或危岩体基座岩土体中。在重力作用下, 危岩体向临空方向蠕滑, 当底滑面倾角小于接触面的内摩擦角时, 危岩体处于自锁状态;当在暴雨工况下, 雨水软化底滑面, 使其内摩擦角减小到倾角以下时, 则危岩体发生滑动, 一旦重心滑出陡坡, 危岩体将以倾倒方式向下崩落。楔形滑移式危岩体主要分布在左岸陡峭的山崖处, 见图8所示, (a) 中危岩体底滑面相对较平直光滑, 连通性良好, (b) 中危岩体下部岩体在压应力和剪切应力作用下呈破碎状态, 底滑面逐渐贯通。
5.6 孤立滚落式
边坡岩体表层卸荷强烈, 呈次块状, 孤立滚落式危岩体规模较小, 大多零散分布在冲沟内和岸中缓坡破碎危岩体下方, 滚落路径较固定, 危害性不大, 容易防治。
6 结束语
(1) 该水电站枢纽区左岸自然边坡高陡, 受结构面切割, 岸坡表部危岩体发育。这些“危岩 (下转77页) (上接27页) 体高悬”于重力坝、进水口、消力池、导流洞等水工建 (构) 筑物之上, 水电站施工及运行期间安全隐患较大。
(2) 危岩体发育与地形密切相关, 体积较大的危岩体集中发育于坡度较陡的凸出山脊和冲沟内的陡壁上方等临空条件好的位置。
(3) 高位分布的危岩体规模较大, 推测发育深度1~5m不等, 具有多种变形破坏模式, 包括倾倒~拉裂, 平面滑移~拉裂, 楔形体滑移拉裂等。外观形态多样, 主要有悬挂式、板裂式等。
(4) 结合危岩体存在的外观形态和失稳破坏的力学机制, 考虑到本工程的具体特点, 采用综合分析的方法, 将枢纽区危岩体分为6类, 分别是悬挂坠落式, 贴坡滑塌式, 倾倒折断式, 砌块式, 楔形滑移式, 孤立滚落式。
参考文献
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浅析边坡失稳与防护 篇6
1 边坡失稳分析
1.1 边坡失稳的分析特点
目前我国修筑道路时, 对于地形复杂或工程量大的边坡, 一般需要分阶段分析。首先, 对于地质勘探得到的资料进行整合研究, 由于勘探得到的资料少, 只能定性的对边坡的稳定性做出估计, 根据不同路段的地质构造和地质方位进行分析;其次, 对于定性分析得到有问题的区段, 进行详细勘测, 获得该地详细的地质水文资料, 再根据数据定量分析, 从而对道路两侧边坡的稳定性做出判断。在设计时, 边坡稳定系数的选取尤为重要, 一般是指滑动面的滑动力矩与抵抗力矩的比值。《岩土工程勘察》 (GB50021-2006) 规定:“边坡稳定系数Fs的取值, 对新设计的边坡, 重要工程宜取1.30~1.50, 一般工程宜取1.15~1.30, 次要工程宜取1.05~1.15。采用峰值强度时取大值, 采取残余强度时取小值。验算已有边坡稳定性时, Fs取1.10~1.25。”
1.2 边坡稳定性的影响因素
边坡的稳定, 主要由土体的抗滑能力来保持, 土体的破坏是由剪切而破坏的, 土体的下滑力在土体中产生剪应力, 土体的抗滑能力实质上就是土体的抗剪切能力。当土体下滑力超过抗滑力, 土方边坡就会在一定范围内整体沿某一滑动面向下或向外移动, 失去稳定性而发生破坏。边坡失稳的影响因素有很多, 主要分为内在因素和外在因素两种。
内在因素:包括岩土的性质、结构和地心力的影响等, 不同时期形成的岩土, 其性质有本质的区别, 质地坚硬密实, 风化程度弱的, 稳定性较高。
外在因素:包括风化作用、水的作用、地震和人工加卸载等。岩土暴露在大气中, 易受风化、水流冲刷和侵蚀的影响, 岩土出现裂隙后水雨水易灌入, 土质中细小的颗粒被流水会带走, 土质变得酥松, 使岩土的抗剪承载力减弱, 边坡土层的强度和稳定性受到一定的影响, 使边坡易发生失稳破坏。若边坡设计时角度选择不合理, 边坡开挖过度, 致使削坡加大, 施工时作用在边坡荷载加大, 都易造成边坡失稳破坏。
1.3 边坡失稳破坏的形式
边坡的失稳破坏易发生在岩土层薄弱和风化作用严重的地方, 只要细心观察, 会发现边坡失稳有一定的规律, 主要存在以下的破坏形式。当岩土斜坡的坡度缓于30°时, 受到重力影响会出现整体滑坡现象。当岩土斜坡坡度大于30°时, 由于岩土层本身的不稳定状态, 受到外界扰动, 垂直位移会大于水平位移, 从而发生崩塌。当边坡下方有地下水流动时, 岩土受到水的侵蚀, 会使岩土空隙强度降低, 在自身重力作用下发生剪切破坏, 这是明显的错落现象。除此之外还有流坍、剥落、冲刷等破坏形式。
2 边坡失稳的防护措施
边坡的失稳破坏会影响道路的正常使用, 对人民群众的生命财产安全产生威胁, 进而造成不良的社会影响。过去在施工时只考虑经济方面因素, 忽略边坡稳定性, 使用后发生失稳后才进行边坡的失稳防护, 这样做费力又不经济。边坡从设计阶段开始考虑边坡失稳的防护, 采用适当的方法, 从而避免失稳破坏发生。
2.1 边坡水排除措施
路基边坡破坏很大部分是由水的作用造成的, 边坡内的地下水以及表面的地上水, 都会危害边坡的稳定性, 一定程度上说及时排除边坡水是保证边坡稳定的先决条件, 边坡水的排除主要有以下措施:
边坡地下水的常见排除设施有泄水孔、集水井、边坡渗沟等。1) 泄水孔是一种十分经济的平孔排水措施, 不仅能节省工期, 还能节约资本和劳动力。它的设置应根据水的分布和土层特点而定, 优点是泄水孔的孔径大小不受流量的限制, 为50~100毫米。另外泄水孔的坡度也有要求, 一般规定不能小于10%。2) 集水井排水适合排出岩石面附近的水, 深度要求15~30m, 砌集水井应在滑动面外开挖, 并深入基岩2~3m。3) 边坡渗沟有利于排出深层地下水, 设计时应将边坡渗沟嵌入坡体, 泄水破坡度2%~4%, 根据地下水分布和流量等情况, 一般间距设为6~10m, 渗沟深度根据土层厚度而定, 宽度约为1.2~1.5m。
边坡地下水的常见排除设施有截水沟等, 截水沟也称为天沟, 是在路基坡顶外部活在路堤上方设置的排水沟。当遇到降水或洪水时, 截水沟可以拦截地面上的径流, 阻挡地面水对边坡和路堤的冲刷, 保护边坡不受地面水分侵袭。截水沟一般是地面水较大时才使用, 设计时纵向坡度不能小于0.5%, 以方便水流的流动, 遇到土质地段时, 应采取必要的加固措施, 避免水的渗漏, 在转折处不应成90°拐弯, 要以曲线连接。截水沟断面呈梯形, 底部不能小于0.5m, 深度根据现场情况而定。当截水沟底边横断面不能满足要求时, 可在一侧修筑土埂, 上部的宽度为1~2m, 背水面的坡度为1∶1~1∶1.5。截水沟的出口设置应注意水流的流向, 不能将水排到截水沟沟边, 可充分利用当地地形条件, 将截水沟的水排放到河流中, 避免因其自流对边坡造成冲刷。
2.2 常见工程防护与支挡措施
道路边坡分布范围广, 对自然环境的破坏范围大, 边坡防护时应综合考虑工程地质、水稳地质、边坡高度、环境条件和工期等因素选用不同的防护或支挡措施。常见措施如下:
1) 对稳定边坡, 可选用撒播草籽、铺草皮、植树、客土喷播植草等防护措施;
2) 对欠稳定边坡可选用三维植被网、挂网喷播植草、骨架植草、喷浆或喷射混凝土、护面墙、钢绳网主动防护、钢绳网被动防护等防护措施;
3) 对不稳定边坡应选用挡土墙、土钉墙、预应力锚索梁、抗滑桩等支挡措施。
2.3 挂网喷混植草防护
现代社会对美观效果的要求越来越高, 如果在保证边坡稳定的同时, 能够注意保护环境和创造环境, 采用适当的绿化防护会使公路具有安全、舒适、美观、与环境相协调等特点, 也将会产生可观的经济效益、社会效益和生态效益, 现阶段在东南沿海地区常见的生态防护措施为挂网客土喷播。
挂网客土喷播是一种新型的喷播绿化方式, 它利用特制喷混机械将按比例混合并搅拌均匀的有机基材长效肥、速效肥、保水剂、粘接剂、植物种子和水的混合物, 喷射到铺挂镀锌机编网岩面上, 由于粘接剂的粘结作用, 混合物可在岩石表面形成一个既能让植物生长发育, 种植基质又不被冲刷的多孔稳定结构 (即一层具有连续空隙的硬化体) , 种子可以在空隙中生根、发芽、生长。为了兼顾短期迅速覆盖坡面及长期恢复植被的效果, 在植物选择上选用草本、灌木、藤本种子进行混播, 并可在坡面上加种灌木、藤本, 通过播种和栽种双重手段, 确保坡面恢复植物的多样性和绿化的长久性, 通过植物改善边坡的生态条件, 能在短期内恢复自然生长, 最终达到植被自然演替, 从而达到快速恢复生态的目的。
植物应考虑当地气候条件和土壤的肥沃, 选择根系发达, 当地容易生长的多年生的植物, 为形成好的覆盖层并满足景观要求, 植物应混合种植, 不同种类、高矮的植物覆盖边坡, 灌、藤、草三者的比例一般选用3∶1∶6。植物种子不得含有杂质, 纯度应保证在90%以上。
有机基材应质地疏松、良好通气含有供植物生长的不同充足养分, 无病菌、无虫卵, 无有害物质, PH植适宜为5.0~6.5, 有机基材中固体、液体、气体三者的比例一般选用2∶1∶1。有机基材与固土剂, 保水剂、植物种子、水等混合均匀形成植生混合料, 采用专业的客土喷播机械进行喷射, 根据边坡岩性喷射厚度6cm~10cm, 当厚度大于6cm时应分二次喷射, 第一层喷射厚度5厘米左右, 待达到一定强度后, 再喷射第二层达设计厚度, 锚杆和锚筋都应被植生混合料包裹住。植生混合料配合比见表1。
镀锌机编网的网面可选择直径φ2.8mm的镀锌铁丝, 织网规格为5cm×5cm。一般情况下可采用U型钉从上而下铺挂网, 当边坡欠稳定时可根据边坡稳定程度采用直径φ16mm~φ32mm的螺纹钢筋形成锚杆, 锚固深度视边坡岩层的破裂程度及破碎层的厚度而定, 一般条件下单根长0.3m~1.2m, 为保证锚杆的稳定性, 在锚孔中注入M30砂浆。
3 结语
边坡是否稳定直接影响到道路行车的安全, 关系到道路是否畅通, 边坡的质量直接影响到道路修建的质量。随着人们对环境保护的重视, 边坡的防护不仅要求稳定而且要求美观, 种植植被以保护边坡则是不错的选择。本文详细论述了边坡失稳的特点, 造成边坡失稳的因素, 之后提出在设计阶段就要重视边坡防护的重要性。可以通过设置合理的排水措施, 减少地下和地面水对边坡可能的冲刷, 合理选择挂网喷混植草以加固边坡, 利用植被根系作用, 来稳固边坡, 还可设置挡土墙和抗滑桩来避免边坡失稳。
参考文献
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滑坡失稳时间预测模型 篇7
滑坡是一种由渐变到突变的自然现象,而突变理论[1]主要是用来研究不连续变化现象,因此可运用突变理论来研究滑坡的渐变失稳过程。国内外已有许多研究者运用突变理论来研究滑坡[2,3],例如,秦四清等[4,5,6,7]将突变理论应用于斜坡失稳研究,建立了顺层滑坡失稳、层状岩体失稳和斜坡平面滑动失稳的尖点突变模型;还有一些研究者将突变理论运用于地震研究[8]。
本文考虑滑面介质的流变特性,结合滑坡监测资料,建立了一个简化的单滑面滑坡尖点突变力学模型。根据尖点突变理论的分叉集方程,得到了滑坡突滑时间的计算公式,为滑坡预报提供了初步的理论依据。同时,根据能量转化原理,导出了滑体突滑初速度的计算公式。
1 本构关系
图1表示单滑面滑坡二维模型,其中,AB段为蠕滑段;BC段为剪切段;CD段为后缘拉裂段;β为滑坡角;M为滑体的质量;Mw为滑体中水的质量。
剪切段介质的荷载位移关系:
其中,λ为剪切段初始刚度;uc为剪切段介质的峰值位移。
蠕滑段介质采用广义开尔文体本构模型,如图2所示。
将式(2)转化为荷载位移关系:
其中,u为蠕滑段位移,蠕滑段位移方向始终与滑动面平行;G∞为蠕滑段介质的长期剪切刚度,;G0为蠕滑段介质的瞬时剪切刚度,G0=G1;τr为松弛时间,。
将滑体视为刚体,即认为滑坡滑动过程中剪切段和蠕滑段作为整体沿滑动面下滑,因此剪切段和蠕滑段的位移可以认为相等。滑体位移u与时间的关系可通过拟合已有滑坡位移观测数据得到,并且可以根据具体的数据选择满足需要的多项式最高阶数。本文以三次多项式为例。
其中,u(0)为t=0时刻的初始位移,参数h1,h2,h3均可通过拟合实测数据得到。
2 平衡条件
将荷载位移关系式(3)转化为:
其中,a=G∞τr,b=G∞,c=G∞τr/G0。
考虑平面问题,取单位厚度的滑体,则如图1所示系统的总势能为:
根据平衡曲面方程的光滑性质,在尖点处有:
于是在尖点处有:
其中,uc为剪切段介质的峰值位移。
将平衡曲面方程式在尖点u1处展开成幂级数,截取前三项,并引入无量纲的状态变量:
尖点理论标准形式的平衡曲面方程:
3突滑条件及突滑时间
图3表示式(9)对应的带折叠翼的平衡曲面,x为状态变量,p和q为控制变量。平衡曲面上的双折线在p—q平面上的投影即为尖点突变的分叉集。图3中,当控制变量随时间的变化达到分叉集左支O1D时,状态变量x发生突变,即滑坡突然失稳。O对应于尖点,在尖点处状态变量也会发生突跳,但是突跳能量差为零。
式(9)中只有在p≤0时成立,因而可得发生突变的必要条件为:
式(10)表明滑体突滑失稳的必要条件仅取决于滑动面剪切段介质和蠕滑段介质的刚度比,即滑体突滑失稳是由系统本身的特性决定的。
由尖点突变理论可知,式(9)的分叉点集为:
当p<0时,有三实根,根据分叉集方程可得:
式(12)中只含一个变量t,且都是关于t的初等函数。当滑动面介质参数确定及滑坡实测数据拟合曲线方程已知时,就可根据上式确定突滑时间。
4结语
1)本文所建立的尖点突变模型考虑了滑动面介质的流变特性,而且与滑坡实测资料建立了一定的联系;2)滑体突滑失稳的必要条件仅取决于滑动面剪切段介质和蠕滑段介质的刚度比,即滑体突滑失稳是由系统本身的特性决定的;3)本文根据尖点突变理论的分叉集方程,得到了滑坡突滑时间的计算公式,为滑坡预报提供了初步的理论依据。同时,作者根据能量转化原理,导出了滑体突滑初速度的计算公式。
摘要：建立了一个简化的单滑面滑坡力学模型,运用尖点突变模型中状态变量的突变来反映滑体的突滑,分析了单滑面滑坡的失稳机制,分析结果表明:滑体突滑失稳的必要条件仅取决于滑动面剪切段介质和蠕滑段介质的刚度比,得到了滑坡突滑时间的计算公式,导出了滑体突滑初速度的计算公式。
关键词：滑坡,突变理论,流变,尖点突变,滑动时间
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边坡失稳的动物效应探讨 篇8
本文借鉴地震发生前一定范围内的大地生态系统会发生一系列变化, 如岩体之间产生静电从而破坏原有的地下水环境, 有SO2气体溢出, 地表位移, 地应力变化等。以上变化会造成生活在地球表面部分动物的不适应, 进而会出现一些异常现象, 我们可以通过观察这些异常来判断是否有发生地震的可能。公路边坡上也会生存着各种动物, 我们把边坡看作是一个小生态系统, 那么在其稳定性遭到破坏时, 也会表现出一些因素的变化, 这对长期生存于其上的动物产生刺激作用, 进而引发出一些异常现象, 我们可以通过观察这些异常来对边坡是否处于稳定状态进行初步判断, 起到公路边坡安全预警的效果。
1地震的动物效应
在发生地震之前, 生活在震源一定范围内的动物会表现出一些异常的行为, 我们可以通过观察这些异常来判断是否有发生地震的可能。历史上通过观察动物行为对地震进行成功预测的事件时有发生, 生活在地球上动物, 因为其特殊性往往对地震的敏感性要高于人类。
动物在地震前所表现出现出来的异常活动, 绝大多数是通过感觉器官对周围环境中所出现的某些与地震发生有关的地球物理、地球化学信号的感觉传导反应, 并以某种形式的行为活动表现出来。地震孕育期间, 大地岩体在应力应变逐渐积累、加强的过程中, 会引起震源及其附近的物质发生地震活动或者地表的明显变化以及地磁、地电、重力等地球物理异常, 地下水位、水化学、动物的异常行为等。许多动物的某些器官感觉特别灵敏, 它能比人类提前知道一些灾害事件的发生, 例如海洋中水母能预报风暴, 老鼠能事先躲避矿井崩塌或有害气体的侵入等。伴随地震而产生的物理、化学变化 (振动、电、磁、气象、水氡含量异常等) , 往往能使一些动物的某种感觉器官受到刺激而发生异常的反应。如一个地区的重力发生变异, 某些动物可能能够通过它的平衡器官感觉到;一种振动异常, 某些动物的听觉器官也许能够察觉出来;地震前地下岩层早已在逐日缓慢活动, 呈现出蠕动状态, 而断层面之间又具有强大的摩擦力, 于是有人认为在摩擦的断层面上会产生一种每秒钟仅几次至十多次、低于人的听觉所能感觉到的低频声波。人只能感觉得到每秒20次以上的声波, 而动物则不然。那些感觉十分灵敏的动物, 在感触到这种声波时, 便会惊恐万分、狂躁不安, 以致出现冬蛇出洞、鱼跃水面、猪牛跳圈、在浅海处见到深水鱼或陌生鱼群、鸡飞狗跳等异常现象。
2边坡失稳
(一) 边坡监测方法现状
针对日益严重的边坡安全问题, 如何对其所处稳定状态进行准确判断是一门关键问题和技术, 当前工程实践中将边坡的稳定状态分为强稳定、弱稳定、不稳定三类[2], 针对未失稳边坡 (包括强稳定和弱稳定) , 我国目前所采用预警方法的指标包括位移速率指标、应力增长速率指标、位移矢量角、宏观指标等。在部分应用中基于监测信息提出了考虑变形机制的边坡预测模型, 采用其模型可以对边坡的变形进行动态预测, 结合边坡预警指标可以实现边坡稳定性预测和预警。针对己失稳边坡 (不稳定) , 目前主要所采用的是基于条分法的边坡演化动力学预测模型, 该模型可以模拟滑坡从启动到破坏的运动全过程, 并能够预测边坡失稳后的滑动速度和危害范围。
另一方面, 通过锚杆轴力监测对边坡的稳定性做出评价与预警, 为公路岩质边坡的安全运营提供了一套全新的经济可靠的监控方法。该方法利用全长粘结锚杆作为边坡内部应力变化传递的"媒介", 通过锚杆轴力的变化对公路岩质边坡的稳定性进行评价。
(二) 失稳过程分析
边坡的失稳破坏并不是瞬间发生, 而是经过时间的累计变形最终产生结构变异。边坡在发生失稳破坏之前都会有一个逐渐变化的过程, 有关研究表明, 边坡失稳在时间上, 斜坡变形一般要经历初始变形、等速变形、加速变形3个阶段;空间上, 滑坡的地表裂缝会随着变形的不断增加逐渐形成完整配套的裂缝体系。在边坡失稳演变的过程中, 其伴随着一系列变化, 其中包括边坡的声环境、水环境、光环境等。声环境方面, 边坡在发生失稳破坏的过程中会产生一系列有可能人耳无法识别的声波, 水环境方面, 边坡的失稳过程中必定伴随着地下水位、孔隙水压力等的变化。生活在其上的动物对这些变化所引起的生活环境的改变会感到不适应, 从而表现出一些异常行为。其所利用的原理与地震前会发生环境因素的变化从而导致生活在其上的动物表现出异常现象是类似的, 如果把地震影响范围内的动物作为一个生态系统, 那么边坡便是一个小的生态系统, 无论怎样的一个生态系统, 它的变化都会导致生活其中的动物出现一些异常行为。
3应用展望
通过对边坡长居动物生活习性的观察, 对其日常生活习性有一个初步认识。在此基础上通过边坡长居动物日常习性变化的观察对其安全稳定状态进行判断, 在这样的一个过程中, 把生活在边坡的动物当作预报员, 对边坡的稳定状态进行播报, 因为生活在其上的动物对其环境因数的变化更加敏感, 所以预报的准确度更加高, 进而减少因为误报所带来的损失, 为边坡的安全监测提供一种新而且经济准确的方法。
摘要：本文利用地震前会观察到部分动物行为异常这一现象作为切入点, 通过相关文献的阅读了解地震之前导致动物行为异常的原因, 提出边坡在发生失稳破坏前也会发生类似的变化, 这些变化也会导致生活在其上的动物出现一些异常现象和行为, 从而为边坡的安全监测提出一种可能的新方法。
关键词：边坡,动物效应,安全监测
参考文献
[1]李聪.边坡变形与稳定性演化预测预警方法研究[D].武汉:武汉大学, 2011.