丹阿公路琿春至東寧段路塹高邊坡穩定性分析與治理

房萬山

(黑龍江省公路建設中心，黑龍江 哈爾濱 150090)

1 引 言

路塹邊坡是山嶺公路的重要組成部分，由于路塹邊坡在開挖及卸荷的過程中破壞了原有山坡的應力平衡狀態，加之大氣降水直接沿新形成的坡面直接下滲，很容易誘發路塹邊坡在施工期的失穩破壞。對于施工期間路塹邊坡穩定性的研究，黃昌乾等提出了五種評價方法，并對每種方法進行對比，指出各自的優勢。李華東通過施工期間路塹邊坡失穩資料的大量統計，找出了施工期間路塹邊坡失穩的影響因素。楊剛對施工期間路塹邊坡出現失穩破壞的位置進行大量調研，通過理論和數值計算得出不同位置的變形量，并基于計算結果與現場破壞位置進行了對比。李志強利用折減系數法對路塹邊坡在開挖過程中的安全系數進行計算，根據計算結果得出了邊坡穩定性的影響因素，并對各影響因素的權重大小進行了研究。李鵬程等采用傳遞系數法對路塹邊坡在施工期間的穩定性進行研究，并基于穩定性系數給出了邊坡抗滑樁支護的最優方案。

本文依托丹阿公路路塹邊坡實體工程，對邊坡在開挖過程中的破壞因素和邊坡的破壞機理進行分析，根據地質勘察資料對邊坡的穩定性進行研究，基于驗算結果提出相對應的支護方案，可為類似路塹邊坡的治理提供一定的借鑒。

2 滑坡體特征

國道丹阿公路吉黑省界(琿春)至東寧段改擴建工程中，K43+285～K43+615段為路塹形式通過。中線最大挖深10.22 m，位于K43+375處；左側最大挖深28.32 m。2019年9月份，路塹開挖至設計標高，2019年11月份，K43+410～K43+530段左側邊坡土體開始坍塌，在K43+450～K43+600段，路塹左側后緣出現拉裂帶、塌陷，最大裂縫寬度達6.7 m，最大塌陷深度達4.4 m。

滑體主軸方向為108°，后緣傾角約61°～74°，長度平均約200 m，寬度平均約35 m，滑動面形態上部陡，中部趨緩，下部平直，總體沿黏土層呈直線狀。滑坡面積約7 000 m2，滑面平均深度約8 m，屬淺層至中層滑坡，滑體土方56 000 m3，屬中型滑坡。滑坡體后緣呈圈椅形，后緣發育有較大楔形拉張裂縫，裂縫呈圈椅形態，裂縫最大寬度約6.7 m，最大塌陷深度約4.4 m。對滑坡體進行地質勘察，根據勘探結果，滑坡體地層主要由第四系殘坡積層(Qdel)黏土及塊石、第三系中更新船底山組(βN1c)玄武巖和白堊系下統穆棱組(K1 m)砂巖組成。

滑坡前緣剪出口位于公路左側車道，距離路線中心線18～22 m，前緣高程約為480～485 m，與后緣高差15～21 m，兩側基本以變形土體為界。滑坡體發育有若干條不規則裂隙，裂隙寬度均較小。滑帶土主要為黏土及全風化泥(砂)巖。黃色—黃褐色，局部灰白色，濕、可塑至硬塑狀態，夾細砂層，透水性較差，遇水軟化。黏土夾層液限較高，遇水后抗剪強度急劇降低。

3 滑坡影響因素分析

根據調查及勘探結果，該滑坡的滑坡體系及機理相對簡單，主要誘發原因為巖土體的特殊性質、地下水的滲透及工程活動的影響。滑坡范圍內分布的巖層為第四系殘坡積的塊石、黏土及穆棱組砂巖。塊石層年黏聚力接近于零，土層重度相對較大，透水性強。黏土層透水性差，具有隔水性，遇水軟化，黏聚力減小，抗剪強度降低。全風化砂巖泥質含量較高，膠結性較差，水理性差，持水性強，滲透性中等，被水浸泡易軟化，抗剪強度急劇降低。黏土及全風化泥砂巖構成了滑坡形成的有利物質條件。

在路塹開挖后，特別是進行路塹邊坡卸方處理后，地層上部原有的相對隔水的表層植被及薄層黏性土層被剝離后，滲透性較強的塊石層裸露，造成大氣降水易于下滲。粉質黏土及強風化砂巖相對隔水，形成局部含水層，尤其塊石與黏土及全風化砂巖的接觸面處地下水富集，致使巖土體軟化，降低了巖土強度，抗滑力減小，為滑坡體的滑動提供了有利條件。另外，路塹在開挖后，邊坡后緣形成巖土體的臨空面，滑坡的前緣抗力相對降低，在重力的作用下，出現向下的滑動趨勢，當剪應力大于結構面上巖土體極限抗剪強度時，坡體上的黏土及全風化砂巖與強風化砂巖接觸面在剪切力的作用下發生蠕動，當界面逐步貫通后實現整個滑坡體的滑動。在拉力作用下，后緣巖土體出現裂縫。

4 穩定性評價

對滑坡的定量評估采用傳遞系數法，并對邊坡穩定性進行有限元數值模擬。該處滑坡的主要誘發原因，為滑帶處黏土在大氣降水和地表徑流的影響下使含水量增高、孔隙比增大，黏土抗剪強度降低，在大氣降水和坡面滲流的共同作用下使坡面土體產生滑動。潛在滑動面更接近于折線形。安全系數計算公式為

(1)

其中

(2)

式中：WQi為第i土條的重力與外加豎向荷載之和；θi-1，θi為第i土條底滑面的傾角；從水平面開始，順時針為負，逆時針為正；Ei-1為第i-1土條傳遞給第i土條的下滑力；ci、φi為第i土條底的的黏聚力和內摩擦角；li為第i土條底滑面的長度。用該公式逐條計算，直到第n條的剩余推力為零，由此確定穩定安全系數Ks。

根據《公路路基設計規范》JTG D30—2015，邊坡穩定性分析采用力學計算時，工況設置符合兩種工況：(1)邊坡處于天然狀態；(2)邊坡處于暴雨或連續降雨狀態。在分析時，取里程段內最危險或最具代表性的邊坡。邊坡處于天然狀態工況分析時，邊坡巖土體的參數按照勘察報告中提供的天然參數，邊坡處于暴雨或連續降雨狀態工況分析時，按照將天然參數折減后的取值。

表1 邊坡的巖土參數

本次穩定性驗算參數主要根據勘察資料，采用室內試驗并結合工程地質類比法及經驗數據法等手段綜合選取。穩定性定量計算中需要確定的指標有：容重γ、黏聚力c和內摩擦角φ，滑坡體巖土的參數取值如表1。根據滑坡體的幾何特性進行建模并進行有限元計算，穩定性評價如表2所示。通過穩定性驗算和有限元分析，得出K43+410～K43+470、K43+470～K43+530段邊坡垮塌前處于不穩定狀態，垮塌清土后穩定性雖然有所增加，但邊坡整體仍處于不穩定狀態。需要對其進行治理，使其達到穩定狀態。

表2 邊坡穩定性評價表

5 剩余下滑力計算及工程治理的設計

本研究對象為高速公路路塹高邊坡，因此根據《公路路基設計規范》及《公路工程抗震規范》，邊坡在天然狀態下安全系數為1.30，在暴雨或連續降雨狀態下安全系數為1.20。推力計算采用《公路路基設計規范》(JTG D30—2015)推薦的傳遞系數法計算，公式如下

P=Pi-1×ψ+Ks×Ti-Ri

(3)

式中：Pi為i條塊的推力(kN/m)；Pi-1為第i條塊的剩余下滑力(kN/m)。

下滑力Ti為

Ti=Wi(sinαi+Acosαi)+γWhiwLitsnβisin(αi-βi)

(4)

抗滑力Ri為

ψ=cos(αi-1-αi)-sin(αi-1-αi)tanφi

(5)

傳遞系數為

NWi=γwHiWLI

(6)

孔隙水壓力NWi為

NWi=γWHiWLI

(7)

即近似等于浸潤面以下土體的面積HiWL乘以水的容重γW。滲透壓力平等滑面的分力TDi為

TDi=γWhiwLitanβicos(αi-βi)

(8)

滲透壓力垂直滑面的分力為

RDi=γWhiwLitanβisin(αi-βi)

(9)

當采用孔隙壓力比時，抗滑力Ri為

Ri=(Wi(1-rU)cosαi-Asinαi)-γWhiwLitanφi+CiLi

(10)

rU為孔隙壓力比，可表示為

(11)

經過計算，邊坡驗算斷面最危險的潛在破裂面剩余下滑推力如表3所示，將兩種工況下的最大值作為高邊坡設計剩余推力。

表3 邊坡剩余下滑力一覽表

該邊坡由于地層巖性變化較大、性質復雜，在治理過程中采取一次根治，不留隱患的設計原則。為提高邊坡的整體穩定性，在K43+410～K43+530段主滑區段一級邊坡坡腳設置圓形抗滑樁，并加設樁間擋板。K43+410～K43+470段抗滑樁樁長14 m，嵌固深度8.0 m，K43+470～K43+530段抗滑樁樁長16 m，嵌固深度9.0 m，直徑均為2.0 m，樁中心間距均為4.0 m，采用C30混凝土澆筑。為防止樁間土擠出，樁間設置擋土板，擋板在兩圓樁正中間布置，尺寸5.0 m×1.0 m×0.4 m。樁間擋土板背后回填1.0 m厚砂礫、碎石等透水性材料及濾排水土工布，擋土板需安裝一塊后，在板后回填壓實后再安裝下一塊板。為確保施工和運營期間的安全，在施工全過程應及時監測和掌握邊坡的變形情況，檢驗邊坡的治理效果。

6 結 論

(1)K43+285～K43+615段為中型滑坡，滑坡的滑面平均深度約8 m，屬淺層至中層滑坡，滑帶土主要為黏土及全風化泥巖。滑坡體后緣裂縫最大寬度約6.7 m，最大塌陷深度約4.4 m。滑坡體主要由殘坡積層黏土及塊石組成。

(2)通過傳遞系數法和有限元法驗算可知K43+410～K43+470段、K43+470～K43+530段邊坡垮塌前處于不穩定狀態，垮塌清土后穩定性雖有所增加，但邊坡整體仍處于不穩定狀態。

(3)天然狀態和暴雨狀態下K43+410～K43+470段和K43+470～K43+530段的剩余下滑力分別為245 kN/m、386 kN/m、277 kN/m和420 kN/m，應在主滑段采用抗滑樁進行加固，并為防止樁間土擠出，樁間設置擋土板。