巖屋廟膨脹土路塹邊坡失穩特征及治理措施研究

何紅忠,陳子昂,2

(1.中鐵武漢勘察設計院有限公司,湖北 武漢 430074;2.中南大學 土木工程學院,湖南 長沙 410075)

膨脹土富含蒙脫石、伊利石等親水性較強的黏土礦物,在失水時收縮開裂而遇水時膨脹變形[1]。作為一種特殊土,膨脹土廣泛分布于我國多個省市[2]。由于其復雜的工程特性,因膨脹土導致的工程設施損毀數不勝數,這也造成了極大的經濟損失[3]。對于膨脹土邊坡而言,如果治理不當,那么甚至會發生“屢治屢滑”的現象[4]。分析膨脹土邊坡的失穩破壞機制是對其進行合理支護的前提。張良以等[5]研究發現在降雨入滲影響下,膨脹土邊坡的破壞是從坡腳開始逐漸向坡頂發生的漸進式破壞,膨脹土邊坡的滑動也往往具有淺層性。鄧銘江等[6]對北疆輸水渠道膨脹土邊坡失穩斷面進行現場實測,發現滑動區域存在大量張拉裂隙是該工程邊坡發生淺層滑塌的決定性因素,現場實測兩條滑動面約位于坡面以下1～2 m。王德文等[7]以吉圖琿高速鐵路沿線膨脹土路塹邊坡為工程案例,于邊坡界線處觀測到連續錯動帶,最大下錯量接近2 m,并形成了前、中、后三級后緣,為牽引式滑坡。蔡正銀等[8]研究了凍融循環作用對膨脹土邊坡裂隙、坡體位移影響,邊坡在凍融過程中表現為凍縮融脹,并整體向坡體臨空面位移。何盛東[9]將膨脹土路堤邊坡上部車輛荷載量化,探究了坡頂荷載對于膨脹土邊坡穩定性系數的影響。陳璋[10]提出在坡頂荷載作用下,膨脹土路堤邊坡常常沿基底面產生整體位移滑動。巖屋廟膨脹土路塹邊坡坡頂為某化工廠礦石堆料場,由于治理不當多次發生滑塌。針對膨脹土邊坡而言,現有文獻中多分析邊坡在裂隙、降雨和凍融等作用下的淺層牽引性破壞特征,在坡頂堆載作用下的研究也多局限于對邊坡安全系數的影響,而堆載下膨脹土工程邊坡的失穩特征研究相對較少,其破壞形式的改變還有待進一步分析驗證。

目前,確保膨脹土邊坡的支護安全問題仍然是工程技術上的難題。支護方法主要分為剛性支護和柔性支護兩類[11],除樁板墻、樁間擋土墻等強支擋結構能阻止膨脹土脹縮變形而避免坡腳失穩病害(但工程造價高)外,其余剛性支護均容易發生擋墻傾斜、滑移甚至推倒的現象[12]。加筋土擋墻作為一種柔性支護結構,造價低,施工簡便,可大量減少土方借用及占地面積[13],不僅在治理膨脹土工程邊坡中應用廣泛,而且其治理效果及環保性、經濟性均得到了驗證[14]。針對巖屋廟膨脹土路塹邊坡的失穩滑塌,擬采取土工格柵加筋的方式進行治理。筆者以巖屋廟膨脹土路塹邊坡為案例,首先對現場膨脹性黏土展開無荷膨脹試驗獲取其膨脹特征參數;然后借助有限元分析軟件ABAQUS通過溫度膨脹實現膨脹土的模擬,并以此分析在坡頂堆載作用下膨脹土邊坡的失穩破壞特征,與現場實際滑動情況相佐證;最后考慮筋材不同鋪設間距以及拉伸強度下該鐵路路塹邊坡的穩定性變化,為類似膨脹土邊坡的治理提供一定的參考與借鑒。

1 現場膨脹土邊坡失穩情況

1.1 工程概況

滑坡工程位于湖北省當陽市巖屋廟鐵路專用線K2+035～K2+120段左側,為膨脹土鐵路路塹邊坡。坡頂為某化工廠磷礦石堆料區,礦石堆料區地面高程為112.4～113.4 m,礦石堆高3～8 m。該邊坡于2020年11月期間發生滑動,坡面產生大量貫通裂縫,下部漿砌石擋墻發生破壞垮塌,臨時支護鋼軌樁后邊坡滑動得到一定緩解?；潞缶壩挥诘V石堆料區中,滑坡前緣為既有鐵路專用線側溝,前緣高程為99.78～101.09 m,滑坡體相對高差為10～14 m。滑坡前緣寬度為65 m,滑坡后緣寬度約為80 m,順主滑動方向長為50～65 m,滑坡體自然坡度約為20°,邊坡概況如圖1所示。

圖1 邊坡概況

1.2 地層巖性

結合現場巖土工程勘察及區域地質資料,場區地層自上而下分別為填土、沖洪積層(Q4al+pl)粉質黏土、第四系上更新統(Q3al+pl)黏土、第四系坡殘積層(Qdl+el)粉質黏土,下伏白堊系(K)中到強風化泥質粉砂巖。其中填土呈黃褐色,以黏性土、塊石等組成,所含質量不均勻,層厚1.2～2.5 m;沖洪積層粉質黏土呈淺灰色,切面較光滑,含少量鐵錳質礦物,層厚0.8～5 m;第三層黏土層為黃褐色,局部夾灰白色網紋狀條帶,層厚0.8～5 m;第四層粉質黏土為紅褐色,含風化砂顆粒,局部夾少量風化巖塊,層厚1.1～6.5 m;底部為未揭露中到強風化泥質粉砂巖,呈褐紅色,巖心采取率70%～95%,巖體基本質量等級為Ⅴ級。通過現場鉆探獲取各土層物理力學參數如表1所示。需要說明的是,雖然填土由于成分差異較大且夾雜礫石不便取樣,但是其中黏性土成分亦具有膨脹性。

表1 場區土體物理力學參數

1.3 滑動面的分布

隨著邊坡治理開挖,臨時支護的鋼軌樁被拆除,坡體繼續發生滑動,而在此階段坡頂礦石堆載一直未處理。當開挖至坡體中部時,由于邊坡部分土體被挖除,抗滑力減小,坡體滑動加速,于開挖斷面處出現明顯錯動面。錯動面所在位置與原漿砌石擋墻水平距離為20 m,距離坡面垂向高度為6 m,超過了膨脹土邊坡淺層裂隙擴展深度,具體情況如圖2所示。

圖2 坡中處錯動面

測斜管作為一種柔性構件,當邊坡發生滑動時,測斜管亦會隨之偏轉,因此可有效反映邊坡的深層位移情況。對于該處鐵路路塹邊坡,通過在邊坡頂部布設測斜孔以監測坡體位移情況,測斜孔距離坡肩4 m,管深9.5 m,測斜數據如圖3所示。截至2021年5月2日,測斜管在4.5 m深度處發生明顯偏轉位移,最大位移達到22.4 mm,并于2021年5月4日被剪斷,且坡頂處出現大量深長裂縫。以往膨脹土邊坡多從坡腳開始向坡頂形成淺層牽引式破壞,而對于該工程邊坡而言,是由坡頂向坡腳形成的整體推移式滑動破壞。這表明坡頂的礦石堆載不僅是引起該工程邊坡失穩的主要因素,而且影響了邊坡的失穩破壞形式。

圖3 坡頂測斜管偏轉位移

2 巖屋廟膨脹土路塹邊坡失穩模擬

2.1 膨脹特性的模擬

于現場取代表性土體風干備用,通過擊實試驗確定其最優含水率為17.8%,最大干密度為1.75 g/cm3。按照最大干密度及最優含水率制,取2個直徑61.8 mm,高20 mm的環刀樣,控制壓實度為95%。

由于含水率的變化是導致土體發生變形的根本原因,測取環刀樣試驗前后的質量,其含水率由17.8%增至28.0%。記錄巖屋廟膨脹土無荷膨脹變形結果如圖4所示。通過兩組平行試驗作為參照,可確定巖屋廟膨脹土環刀樣無荷膨脹變形為1.87 mm,無荷膨脹率為9.35%。

圖4 無荷膨脹率試驗

采用材料升溫膨脹方式來模擬膨脹土吸水膨脹特性的方法已經被許多學者所采用,詳細實現過程可參考文獻[15-18]。筆者也利用升溫膨脹來模擬膨脹土的膨脹特性。按照環刀樣尺寸建立數值分析模型,依據無荷膨脹試驗條件限制底部及徑向位移,單元類型選擇為C3D8,共計2 080個單元,2 541個節點。在預定義場中設置初始溫度為17.8 ℃,最終溫度為28.0 ℃,分別對應環刀樣的初始含水率及無荷膨脹試驗結束時的含水率數值。通過溫度膨脹等效模擬環刀樣吸水膨脹變形,使其在溫度膨脹作用下豎向位移與無荷膨脹試驗結果一致,膨脹變形如圖5所示,最終確定巖屋廟膨脹土數值分析所對應熱膨脹系數為0.001 13。

圖5 環刀樣無荷膨脹模擬(單位:m)

2.2 邊坡模型的建立

對該邊坡布置測斜管所在斷面進行二維模擬分析,推演在上覆堆載下該膨脹土邊坡的滑移失穩過程。在合理模擬該邊坡的基礎上,對邊坡模型進行簡化處理分析。

1) 由于場區地層土體均表現出一定的膨脹性,為簡化計算,將上層填土、黏土和粉質黏土視為均一的膨脹土,本構模型選擇Mohr-Coulomb模型,依據現場勘察報告概化確定土體密度為1.9 g/cm3,黏聚力為20 kPa,內摩擦角為15°,彈性模量取30 MPa,泊松比為0.35。

2) 下伏中到強風化泥質粉砂巖及漿砌石擋墻視為彈性材料。泥質粉砂巖密度為2.37 g/cm3,彈性模量取60 MPa,泊松比為0.3;漿砌石擋墻密度為2.5 g/cm3,彈性模量取30 GPa,泊松比為0.3。

3) 根據GB 50112—2013《膨脹土地區建筑技術規范》,膨脹土邊坡的膨脹變形計算深度主要是參考當地大氣影響深度確定。當地大氣影響深度為3.0 m,故對坡面以下3.0 m深度內土體設置初始溫度為17.8 ℃,最終溫度為28.0 ℃,膨脹系數為0.001 13。

建立數值分析模型如圖6所示,限制側邊水平位移、底邊豎向及水平向位移,單元類型選擇為CPE4,共計3 418個單元,3 550個節點。依據坡頂礦石的密度及平均堆砌高度將其視為100 kPa的靜載,采用強度折減法模擬計算該邊坡的滑移失穩過程。

圖6 膨脹土邊坡數值分析模型

2.3 邊坡失穩特征分析

在坡頂100 kPa堆載以及表層土體膨脹復合作用下,計算顯示該邊坡穩定性系數為1.034。依據GB 50330—2013《建筑邊坡工程技術規范》邊坡穩定性狀態劃分,當邊坡穩定性系數為1.00～1.05時屬于欠穩定狀態,即可近似認為模擬坡頂堆載時邊坡穩定性狀態與現場一致。經模擬計算所得邊坡土體塑性變形如圖7所示。于邊坡數值模型中選取與現場邊坡測斜管埋設位置相同的AB單元路徑,調取其水平方向位移與測斜管2021年5月2日實測數據進行對比,具體情況如圖8所示。由圖8可知:現場實測數據與數值模擬結果趨勢相近,其中現場實測坡頂處錯動面大約在坡頂面以下4.5 m深度處,而數值模擬結果為坡頂面以下5.0 m深度處,兩者深度基本一致,進一步說明了數值模擬的準確性。需要說明的是,測斜管被剪斷后監測即停止,因此實測水平位移比模擬結果要小。

圖7 邊坡塑性應變

圖8 坡頂位移實測值與模擬值對比

在大氣影響深度內,膨脹土由于干濕作用強度衰減,在此反復作用下膨脹土邊坡容易形成魚鱗狀牽引破壞,而滑動面也多數較淺。對于該工程邊坡而言,現場實測數據及數值模擬結果均表明滑動面處于大氣影響深度范圍以外,滑動面相對較深。模擬過程中,在坡頂堆載及坡體膨脹作用下,邊坡位移矢量圖如圖9所示。由圖9(a)可知:在坡頂100 kPa堆載作用下,坡體位移集中于坡頂下部,容易形成整體推移式破壞。當邊坡土體考慮膨脹作用,如圖9(b)所示,坡面位移明顯,而深層位移較小,容易形成淺層滑動。綜合考慮坡頂堆載及土體膨脹,通過強度折減邊坡最終失穩破壞時的位移矢量如圖9(c)所示,坡體位移從坡頂向下發展,由于存在堆載作用,該邊坡最終以整體推移破壞為主。

圖9 邊坡位移矢量圖(單位:m)

為進一步分析坡頂堆載及邊坡土體膨脹對該邊坡穩定性的影響,分別計算僅考慮坡體膨脹、僅考慮坡頂100 kPa堆載,以及不考慮坡體膨脹和坡頂堆載的情況下該工程邊坡的穩定性系數變化,統計結果如表2所示。當邊坡土體發生膨脹,該工程邊坡穩定性系數從1.444降低至1.346,減小幅度較小;而當坡頂存在100 kPa堆載時,邊坡穩定性系數從1.444降低至1.115,減小幅度達22.8%。穩定性系數計算結果表明:坡頂100 kPa的堆載對于該工程邊坡穩定性的影響更大,也是該邊坡發生失穩的主要因素,與坡體失穩位移結果表現一致。

表2 不同工況下邊坡穩定性系數

2.4 土工格柵加筋治理

現場監測及數值模擬結果均表明:該工程邊坡在坡頂堆載作用下發生了整體推移式滑動。為合理控制成本,減少土方開挖量,初步設計首先將滑動土體按圖10(a)所示進行挖除,然后鋪設雙向土工格柵。為減少土方借用,將開挖土體進行回填,并采取返包加筋的方式進行處理。在ABAQUS軟件中以內置的Embedded region來模擬土工格柵與邊坡土體的接觸關系,選擇土工格柵作為嵌入體,而邊坡土體作為被嵌入體即可。在前述邊坡數值模型的基礎上建立加筋土模型,如圖10(b)所示,其中土工格柵單元類型為T2D2。

圖10 邊坡開挖及加筋模型

由于回填土體采用原邊坡黏性土,因此土體參數設置保持一致,模擬過程中也僅對坡面以下3.0 m范圍內考慮膨脹作用?？紤]到該膨脹土路塹邊坡坡頂后續還有堆載礦石的需求,因此維持坡頂100 kPa荷載不變。為合理采取土工格柵加筋治理方案,分別考慮土工格柵鋪設間距為0.5,1.0,1.5,2.0 m,拉伸強度25,50,75,100 kN/m,計算所得邊坡穩定性系數如圖11所示。

圖11 不同支護方式下邊坡安全系數

由圖11可知:隨著鋪設間距減小和土工格柵拉伸強度的增加,邊坡穩定性逐漸提高。具體而言,加筋間距越小,土工格柵拉伸強度對邊坡穩定性的影響相對越大。當加筋間距為2.0 m,土工格柵拉伸強度從25 kN/m提高至100 kN/m時,邊坡穩定性系數從1.202提升至1.276,僅提高6.2%。而當加筋間距為0.5 m,土工格柵拉伸強度從25 kN/m提高至100 kN/m時,邊坡穩定性系數從1.477提升至1.673,提高了13.3%。

鑒于該工程邊坡坡腳處為鐵路專用線,滑坡破壞后果嚴重,邊坡工程安全等級屬于一級。依據GB 50330—2013《建筑邊坡工程技術規范》邊坡穩定安全系數劃分,在一般工況下該邊坡穩定安全系數應不小于1.35,因此該邊坡加筋間距不宜大于1.0 m。當加筋間距為0.5 m時,即使土工格柵拉伸強度僅為25 kN/m,邊坡穩定性系數也可達1.477,滿足設計安全要求。而當加筋間距為1.0 m,土工格柵拉伸強度為25 kN/m時,邊坡穩定性系數為1.358;當土工格柵拉伸強度提高至50 kN/m時,邊坡穩定性系數可提升至1.467,相較而言更為合理?？紤]到土工格柵鋪設間距從1.0 m減小至0.5 m時,所用土工格柵材料數量增倍,材料成本亦翻倍增加;而市場上拉伸強度為25 kN/m的土工格柵與50 kN/m的土工格柵價格差異并不大。綜上所述,考慮經濟成本與治理效果,選擇筋材鋪設間距1.0 m,選用土工格柵拉伸強度不低于50 kN/m較為可靠與實用。

3 結 論

在有限元分析中,通過溫度膨脹能有效模擬膨脹土遇水膨脹變形的狀況,模擬所得巖屋廟膨脹土鐵路路塹邊坡坡頂處錯動面深度與現場測斜管數據基本一致。數值分析結果顯示:坡頂100 kPa堆載及坡體膨脹變形使得邊坡穩定性系數從1.444降低至1.034,邊坡以整體推移式破壞為主。而坡頂堆載是該邊坡發生失穩的主要因素,當僅考慮坡頂堆載時,邊坡穩定性系數從1.444降低至1.115,減小幅度達22.8%。使用土工格柵可對巖屋廟膨脹土工程邊坡形成有效治理,對于巖屋廟膨脹土工程邊坡而言,采用土工格柵拉伸強度應不小于50 kN/m,加筋間距宜為1.0 m。