含軟弱夾層順層陡坡失穩機制及治理措施分析

陳新國，章吟秋

（浙江數智交院科技股份有限公司，浙江 杭州 310030）

0 引言

隨著我國基建工程的不斷推進，高速公路建設過程中所面臨的地質條件越來越復雜。其中，軟弱夾層是較為常見的一種地質構造。當軟弱夾層與邊坡走向一致時，該邊坡可以看作是順層邊坡。與普通邊坡不同，順層邊坡的穩定性較差，常常會發生邊坡沿著軟弱夾層崩塌、滑落的現象，具有危害大、波及廣等特點[1-2]。

順層邊坡的穩定性及治理一直是工程上的一大難題，許多學者針對這一問題進行了研究。何武等[3]針對順層邊坡進行了二維和三維有限元的分析，提出了兩種臨界破壞范圍的確定方法；楊成等[4]通過數值模擬對多層軟弱夾層的順層邊坡的變形過程、破壞范圍等進行了分析；馮君等[5]利用地質力學模型試驗對陡傾狀的順層邊坡進行了分析，給出了邊坡走向與巖層走向夾角的上限值。這些研究主要集中在軟弱夾層和邊坡傾角之間的關系，選取的邊坡傾角一般較小，大多不超過45°，而對于施工過程中可能出現的陡坡率甚至于垂直開挖的邊坡研究較少。

為了研究含軟弱夾層的陡坡率順層邊坡的破壞機理，本文以某高速公路建設中廢棄采石場區內順層巖質滑坡為實例，采用有限元軟件對滑坡的動態演化過程進行分析，運用強度折減理論計算加固后邊坡的整體穩定性，為今后類似滑坡的治理提供參考。

1 工程概況

浙江省三門灣大橋及接線高速公路K97+573～K97+681段右側路塹邊坡穿過陡坡丘陵區，區域內分布零亂采坑，部分采坑中積水。2018年10月該段路塹區施工開挖，施工過程中對巖質邊坡近乎垂直開挖，右側邊坡開挖后坡腳處揭露出軟弱夾層，隨后出現邊坡整體滑塌現象。

1.1 路塹區地質概況

路塹區侏羅系上統西山頭組（J3x）中風化基巖直接裸露，上部巖性為塊狀含晶屑玻屑熔結凝灰巖，下部為層狀沉凝灰巖。主要發育兩組節理：（1）80°∠85°，（2）315°∠75°，節理延伸長，波狀起伏，有錯動跡象及泥化薄膜。

開挖過程中揭露的軟弱夾層巖性為沉凝灰巖，中～薄層狀，層面為波狀，有起伏，總體傾向東，傾角緩，約5～10°，厚度5～12cm，層間可見擠壓，有綠泥石化蝕變，遇水易軟化。

1.2 滑坡概況

滑坡平面形態呈近圓弧狀，滑坡體前緣及后緣高程約20m；滑坡體長約108m，中部寬約28.9m，面積約1803m2，體積約110068m3，滑坡形態如下圖1（a）所示。

如圖2所示，邊坡滑移前坡體近垂直開挖形成陡坡率坡面，滑塌時坡體前緣首先出現大面積土石崩落現象，隨后滑塌體沿軟弱夾層整體向前推移，出現明顯滑動的巖體平均厚度約20m，滑塌范圍以外坡頂存在多處裂縫，裂縫距離滑塌體后緣約8m，如圖1（b）所示。

圖1 滑塌體現狀

圖2 滑塌過程實拍

2 邊坡穩定性分析

結合現場施工情況與地質條件分析，該路段施工過程中對巖質邊坡近垂直開挖，坡頂沿原有的節理裂隙產生卸荷拉張裂隙，隨著裂隙不斷發育擴大，與下伏軟弱夾層貫通，坡頂采坑區積水沿裂隙滲入下部軟弱夾層，導致軟弱夾層軟化并產生孔隙水壓力；同時因坡腳應力集中使軟弱夾層受擠壓破壞，最終導致邊坡整體垮塌。

3 有限元數值模擬

3.1計算方法

基于強度折減理論的安全系數定義為[6]：假定結構處于臨界平衡狀態時的穩定安全系數為K，則此時材料的臨界強度參數黏聚力c’和內摩擦角?’取值與材料本身的c和?之間可以用公式（1）和公式（2）表示：

式中：K為穩定安全系數即為強度折減系數；c為材料的黏聚力，kPa；?為材料的內摩擦角，°；c’為材料的臨界黏聚力，kPa；?’為材料的臨界內摩擦角，°。

邊坡穩定性分析采用收斂性判據，即以計算過程中迭代是否收斂為依據。

3.2 有限元模型建立

根據K97+642斷面實測開挖坡面形狀與軟弱夾層的走向，建立邊坡臨界穩定模型。數值模型底部固定，左側法向約束，右側采用自由邊界。巖體采用摩爾-庫倫屈服準則，通過反算的方法確定土體的抗剪強度指標，從而得到安全系數F=1.0時對應的臨界穩定模型，具體計算參數見表1。

表1 數值模擬參數（臨界狀態）

3.3 邊坡滑塌過程反演

本文對滑坡的實測數據和數值模擬結果進行比較和分析，對滑坡的發展過程進行反演。

本文建立的模型在達到臨界穩定狀態時的滑裂面如圖3所示，滑裂面為直線型，滑坡滑移剪出點在坡腳的位置，滑裂面的終點距離滑坡前緣約14.6m。為了進一步對滑坡發展過程進行反演，在上述模型的基礎上對部分土體進行卸載，并計算邊坡穩定性。結合滑坡實際情況，確定卸載的土體范圍為三角形，剖面邊長分別為9.4m和17.8m，計算得到卸載后邊坡穩定安全系數為1.145，坡體的潛在滑裂面為折線型，如圖4所示。

圖3 初始邊坡滑裂面模擬

圖4 卸載后滑裂面模擬

通過對兩次計算結果對比可知，陡坡率順層邊坡的破壞可以分為兩個階段：

（1）誘發階段：由于邊坡開挖產生陡坡率，在自身重力及孔隙水壓力的聯合作用下，邊坡發生失穩，該階段與普通陡坡率邊坡的破壞機制相同，都是由于抗力小于荷載，安全系數小于1，進而產生的破壞；

（2）發展階段：由于上一階段的產生，邊坡內部結構發生破壞，同時，第一階段邊坡的失穩還會產生動力作用，引起軟弱夾層的破壞，進而引起整個邊坡的失穩。

因此，通過數值計算結果可以看出，軟弱夾層并不是原邊坡第一次滑塌的控制因素，邊坡部分坡體滑塌是因為垂直開挖的施工工藝導致的，但是首次滑塌所引起震動以及應力釋放可能是后續滑坡整體滑移的誘因之一。通過部分土體的滑坡和卸載后，邊坡開始沿軟弱夾層滑移，與實際邊坡后續的滑塌情況相符合。

將計算得到的滑裂面與實測數據相比較，如圖5所示。實測得到本次滑坡該斷面滑塌體厚約17.9m，滑塌后坡體仍存在裂縫，裂縫距離滑塌體后緣約10m左右。本次模擬得到的潛在裂縫D位置如圖3所示，位于B-C之間，距離滑坡體后緣約8m，距離后方裂縫約2m。這可能是因為原巖體存在多處裂隙，滑坡實際發展的過程中滑塌體僅部分滑落時，其引起的震動以及應力釋放誘發了坡頂原有節理裂隙的擴展，與下部軟弱夾層貫通，形成了實際滑面。

圖5 模擬結果對實測數據對比（單位：m）

數值模擬的結果和實際相比雖然存在一定的誤差，但考慮到實際地質情況的復雜性，本文所建立的臨界穩定模型整體較為合理，能對滑坡的發展作出較為準確的預測。

4.4 治理后邊坡穩定性分析

邊坡主要采用削坡卸載，坡腳錨固梁加固結合前緣反壓等多種方法對滑坡進行治理。本文臨界穩定模型的基礎上，對治理后邊坡穩定性進行數值模擬。

首先采用削坡卸載的方式清理滑塌體，卸載后邊坡坡率為1∶0.75，考慮到此時坡體內最不利位置處于坡腳處，設計對坡腳采用錨固梁進行加固，其中錨桿加固方向與坡面垂直，桿長6m，縱向間距2m，每根錨桿施加180kN的預應力，其他具體參數見表2。

表2 數值模擬參數（治理后邊坡）

通過數值模擬得到邊坡加固后整體位移分布如圖6所示，此時坡腳的位移值最大，達到14cm，對應的邊坡整體安全系數為1.4。滿足規范穩定性要求。

圖6 錨固梁加固位移分布（單位：m）

基于高速公路建設中景觀要求的考慮，設計采用土石混合料對坡體前緣進行反壓，對反壓后的邊坡進行數值分析，坡體內位移分布如圖7所示，計算得到邊坡整體的安全系數為1.727。經計算發現，增加前緣反壓的設計，坡腳處的位移值由14cm減少到12cm，安全系數從1.40提升至1.727，安全系數提高了23.3%。

圖7 前緣反壓位移分布（單位：m）

5 結語

本文以含軟弱夾層的陡坡率順層巖質滑坡為實例，采用有限元軟件對滑坡的動態演化過程和治理前后的整體穩定性進行分析，得出以下結論：

（1）邊坡開挖產生的陡坡率引起卸荷拉張裂隙發展引起的前緣巖體崩塌是滑坡誘發階段，后緣巖體沿順層軟弱夾層滑動是滑坡的發展階段。

（2）結合數值模擬分析采用后緣卸載、坡腳錨固梁加固以及前緣反壓等加固措施之后，滑坡的穩定性大幅提高，整體穩定安全系數達到1.727。結合治理邊坡運營階段良好的表現可知以上滑坡治理措施安全有效，因此采用數值模擬分析巖體穩定性的方法可行。

（3）公路工程若無法避讓地形地貌改造強烈的山區地段，應盡量放緩邊坡開挖坡率并注意地表積水對巖體裂隙發育的影響，否則若巖體卸荷裂隙發育并與軟弱夾層貫通后，可能誘發大范圍邊坡滑塌，使治理難度和處治費用大幅提高。