岩屋庙膨胀土路堑边坡失稳特征及治理措施研究

何红忠,陈子昂,2

(1.中铁武汉勘察设计院有限公司,湖北 武汉 430074;2.中南大学 土木工程学院,湖南 长沙 410075)

膨胀土富含蒙脱石、伊利石等亲水性较强的黏土矿物,在失水时收缩开裂而遇水时膨胀变形[1]。作为一种特殊土,膨胀土广泛分布于我国多个省市[2]。由于其复杂的工程特性,因膨胀土导致的工程设施损毁数不胜数,这也造成了极大的经济损失[3]。对于膨胀土边坡而言,如果治理不当,那么甚至会发生“屡治屡滑”的现象[4]。分析膨胀土边坡的失稳破坏机制是对其进行合理支护的前提。张良以等[5]研究发现在降雨入渗影响下,膨胀土边坡的破坏是从坡脚开始逐渐向坡顶发生的渐进式破坏,膨胀土边坡的滑动也往往具有浅层性。邓铭江等[6]对北疆输水渠道膨胀土边坡失稳断面进行现场实测,发现滑动区域存在大量张拉裂隙是该工程边坡发生浅层滑塌的决定性因素,现场实测两条滑动面约位于坡面以下1～2 m。王德文等[7]以吉图珲高速铁路沿线膨胀土路堑边坡为工程案例,于边坡界线处观测到连续错动带,最大下错量接近2 m,并形成了前、中、后三级后缘,为牵引式滑坡。蔡正银等[8]研究了冻融循环作用对膨胀土边坡裂隙、坡体位移影响,边坡在冻融过程中表现为冻缩融胀,并整体向坡体临空面位移。何盛东[9]将膨胀土路堤边坡上部车辆荷载量化,探究了坡顶荷载对于膨胀土边坡稳定性系数的影响。陈璋[10]提出在坡顶荷载作用下,膨胀土路堤边坡常常沿基底面产生整体位移滑动。岩屋庙膨胀土路堑边坡坡顶为某化工厂矿石堆料场,由于治理不当多次发生滑塌。针对膨胀土边坡而言,现有文献中多分析边坡在裂隙、降雨和冻融等作用下的浅层牵引性破坏特征,在坡顶堆载作用下的研究也多局限于对边坡安全系数的影响,而堆载下膨胀土工程边坡的失稳特征研究相对较少,其破坏形式的改变还有待进一步分析验证。

目前,确保膨胀土边坡的支护安全问题仍然是工程技术上的难题。支护方法主要分为刚性支护和柔性支护两类[11],除桩板墙、桩间挡土墙等强支挡结构能阻止膨胀土胀缩变形而避免坡脚失稳病害(但工程造价高)外,其余刚性支护均容易发生挡墙倾斜、滑移甚至推倒的现象[12]。加筋土挡墙作为一种柔性支护结构,造价低,施工简便,可大量减少土方借用及占地面积[13],不仅在治理膨胀土工程边坡中应用广泛,而且其治理效果及环保性、经济性均得到了验证[14]。针对岩屋庙膨胀土路堑边坡的失稳滑塌,拟采取土工格栅加筋的方式进行治理。笔者以岩屋庙膨胀土路堑边坡为案例,首先对现场膨胀性黏土展开无荷膨胀试验获取其膨胀特征参数;然后借助有限元分析软件ABAQUS通过温度膨胀实现膨胀土的模拟,并以此分析在坡顶堆载作用下膨胀土边坡的失稳破坏特征,与现场实际滑动情况相佐证;最后考虑筋材不同铺设间距以及拉伸强度下该铁路路堑边坡的稳定性变化,为类似膨胀土边坡的治理提供一定的参考与借鉴。

1 现场膨胀土边坡失稳情况

1.1 工程概况

滑坡工程位于湖北省当阳市岩屋庙铁路专用线K2+035～K2+120段左侧,为膨胀土铁路路堑边坡。坡顶为某化工厂磷矿石堆料区,矿石堆料区地面高程为112.4～113.4 m,矿石堆高3～8 m。该边坡于2020年11月期间发生滑动,坡面产生大量贯通裂缝,下部浆砌石挡墙发生破坏垮塌,临时支护钢轨桩后边坡滑动得到一定缓解。滑坡后缘位于矿石堆料区中,滑坡前缘为既有铁路专用线侧沟,前缘高程为99.78～101.09 m,滑坡体相对高差为10～14 m。滑坡前缘宽度为65 m,滑坡后缘宽度约为80 m,顺主滑动方向长为50～65 m,滑坡体自然坡度约为20°,边坡概况如图1所示。

图1 边坡概况

1.2 地层岩性

结合现场岩土工程勘察及区域地质资料,场区地层自上而下分别为填土、冲洪积层(Q4al+pl)粉质黏土、第四系上更新统(Q3al+pl)黏土、第四系坡残积层(Qdl+el)粉质黏土,下伏白垩系(K)中到强风化泥质粉砂岩。其中填土呈黄褐色,以黏性土、块石等组成,所含质量不均匀,层厚1.2～2.5 m;冲洪积层粉质黏土呈浅灰色,切面较光滑,含少量铁锰质矿物,层厚0.8～5 m;第三层黏土层为黄褐色,局部夹灰白色网纹状条带,层厚0.8～5 m;第四层粉质黏土为红褐色,含风化砂颗粒,局部夹少量风化岩块,层厚1.1～6.5 m;底部为未揭露中到强风化泥质粉砂岩,呈褐红色,岩心采取率70%～95%,岩体基本质量等级为Ⅴ级。通过现场钻探获取各土层物理力学参数如表1所示。需要说明的是,虽然填土由于成分差异较大且夹杂砾石不便取样,但是其中黏性土成分亦具有膨胀性。

表1 场区土体物理力学参数

1.3 滑动面的分布

随着边坡治理开挖,临时支护的钢轨桩被拆除,坡体继续发生滑动,而在此阶段坡顶矿石堆载一直未处理。当开挖至坡体中部时,由于边坡部分土体被挖除,抗滑力减小,坡体滑动加速,于开挖断面处出现明显错动面。错动面所在位置与原浆砌石挡墙水平距离为20 m,距离坡面垂向高度为6 m,超过了膨胀土边坡浅层裂隙扩展深度,具体情况如图2所示。

图2 坡中处错动面

测斜管作为一种柔性构件,当边坡发生滑动时,测斜管亦会随之偏转,因此可有效反映边坡的深层位移情况。对于该处铁路路堑边坡,通过在边坡顶部布设测斜孔以监测坡体位移情况,测斜孔距离坡肩4 m,管深9.5 m,测斜数据如图3所示。截至2021年5月2日,测斜管在4.5 m深度处发生明显偏转位移,最大位移达到22.4 mm,并于2021年5月4日被剪断,且坡顶处出现大量深长裂缝。以往膨胀土边坡多从坡脚开始向坡顶形成浅层牵引式破坏,而对于该工程边坡而言,是由坡顶向坡脚形成的整体推移式滑动破坏。这表明坡顶的矿石堆载不仅是引起该工程边坡失稳的主要因素,而且影响了边坡的失稳破坏形式。

图3 坡顶测斜管偏转位移

2 岩屋庙膨胀土路堑边坡失稳模拟

2.1 膨胀特性的模拟

于现场取代表性土体风干备用,通过击实试验确定其最优含水率为17.8%,最大干密度为1.75 g/cm3。按照最大干密度及最优含水率制,取2个直径61.8 mm,高20 mm的环刀样,控制压实度为95%。

由于含水率的变化是导致土体发生变形的根本原因,测取环刀样试验前后的质量,其含水率由17.8%增至28.0%。记录岩屋庙膨胀土无荷膨胀变形结果如图4所示。通过两组平行试验作为参照,可确定岩屋庙膨胀土环刀样无荷膨胀变形为1.87 mm,无荷膨胀率为9.35%。

图4 无荷膨胀率试验

采用材料升温膨胀方式来模拟膨胀土吸水膨胀特性的方法已经被许多学者所采用,详细实现过程可参考文献[15-18]。笔者也利用升温膨胀来模拟膨胀土的膨胀特性。按照环刀样尺寸建立数值分析模型,依据无荷膨胀试验条件限制底部及径向位移,单元类型选择为C3D8,共计2 080个单元,2 541个节点。在预定义场中设置初始温度为17.8 ℃,最终温度为28.0 ℃,分别对应环刀样的初始含水率及无荷膨胀试验结束时的含水率数值。通过温度膨胀等效模拟环刀样吸水膨胀变形,使其在温度膨胀作用下竖向位移与无荷膨胀试验结果一致,膨胀变形如图5所示,最终确定岩屋庙膨胀土数值分析所对应热膨胀系数为0.001 13。

图5 环刀样无荷膨胀模拟(单位:m)

2.2 边坡模型的建立

对该边坡布置测斜管所在断面进行二维模拟分析,推演在上覆堆载下该膨胀土边坡的滑移失稳过程。在合理模拟该边坡的基础上,对边坡模型进行简化处理分析。

1) 由于场区地层土体均表现出一定的膨胀性,为简化计算,将上层填土、黏土和粉质黏土视为均一的膨胀土,本构模型选择Mohr-Coulomb模型,依据现场勘察报告概化确定土体密度为1.9 g/cm3,黏聚力为20 kPa,内摩擦角为15°,弹性模量取30 MPa,泊松比为0.35。

2) 下伏中到强风化泥质粉砂岩及浆砌石挡墙视为弹性材料。泥质粉砂岩密度为2.37 g/cm3,弹性模量取60 MPa,泊松比为0.3;浆砌石挡墙密度为2.5 g/cm3,弹性模量取30 GPa,泊松比为0.3。

3) 根据GB 50112—2013《膨胀土地区建筑技术规范》,膨胀土边坡的膨胀变形计算深度主要是参考当地大气影响深度确定。当地大气影响深度为3.0 m,故对坡面以下3.0 m深度内土体设置初始温度为17.8 ℃,最终温度为28.0 ℃,膨胀系数为0.001 13。

建立数值分析模型如图6所示,限制侧边水平位移、底边竖向及水平向位移,单元类型选择为CPE4,共计3 418个单元,3 550个节点。依据坡顶矿石的密度及平均堆砌高度将其视为100 kPa的静载,采用强度折减法模拟计算该边坡的滑移失稳过程。

图6 膨胀土边坡数值分析模型

2.3 边坡失稳特征分析

在坡顶100 kPa堆载以及表层土体膨胀复合作用下,计算显示该边坡稳定性系数为1.034。依据GB 50330—2013《建筑边坡工程技术规范》边坡稳定性状态划分,当边坡稳定性系数为1.00～1.05时属于欠稳定状态,即可近似认为模拟坡顶堆载时边坡稳定性状态与现场一致。经模拟计算所得边坡土体塑性变形如图7所示。于边坡数值模型中选取与现场边坡测斜管埋设位置相同的AB单元路径,调取其水平方向位移与测斜管2021年5月2日实测数据进行对比,具体情况如图8所示。由图8可知:现场实测数据与数值模拟结果趋势相近,其中现场实测坡顶处错动面大约在坡顶面以下4.5 m深度处,而数值模拟结果为坡顶面以下5.0 m深度处,两者深度基本一致,进一步说明了数值模拟的准确性。需要说明的是,测斜管被剪断后监测即停止,因此实测水平位移比模拟结果要小。

图7 边坡塑性应变

图8 坡顶位移实测值与模拟值对比

在大气影响深度内,膨胀土由于干湿作用强度衰减,在此反复作用下膨胀土边坡容易形成鱼鳞状牵引破坏,而滑动面也多数较浅。对于该工程边坡而言,现场实测数据及数值模拟结果均表明滑动面处于大气影响深度范围以外,滑动面相对较深。模拟过程中,在坡顶堆载及坡体膨胀作用下,边坡位移矢量图如图9所示。由图9(a)可知:在坡顶100 kPa堆载作用下,坡体位移集中于坡顶下部,容易形成整体推移式破坏。当边坡土体考虑膨胀作用,如图9(b)所示,坡面位移明显,而深层位移较小,容易形成浅层滑动。综合考虑坡顶堆载及土体膨胀,通过强度折减边坡最终失稳破坏时的位移矢量如图9(c)所示,坡体位移从坡顶向下发展,由于存在堆载作用,该边坡最终以整体推移破坏为主。

图9 边坡位移矢量图(单位:m)

为进一步分析坡顶堆载及边坡土体膨胀对该边坡稳定性的影响,分别计算仅考虑坡体膨胀、仅考虑坡顶100 kPa堆载,以及不考虑坡体膨胀和坡顶堆载的情况下该工程边坡的稳定性系数变化,统计结果如表2所示。当边坡土体发生膨胀,该工程边坡稳定性系数从1.444降低至1.346,减小幅度较小;而当坡顶存在100 kPa堆载时,边坡稳定性系数从1.444降低至1.115,减小幅度达22.8%。稳定性系数计算结果表明:坡顶100 kPa的堆载对于该工程边坡稳定性的影响更大,也是该边坡发生失稳的主要因素,与坡体失稳位移结果表现一致。

表2 不同工况下边坡稳定性系数

2.4 土工格栅加筋治理

现场监测及数值模拟结果均表明:该工程边坡在坡顶堆载作用下发生了整体推移式滑动。为合理控制成本,减少土方开挖量,初步设计首先将滑动土体按图10(a)所示进行挖除,然后铺设双向土工格栅。为减少土方借用,将开挖土体进行回填,并采取返包加筋的方式进行处理。在ABAQUS软件中以内置的Embedded region来模拟土工格栅与边坡土体的接触关系,选择土工格栅作为嵌入体,而边坡土体作为被嵌入体即可。在前述边坡数值模型的基础上建立加筋土模型,如图10(b)所示,其中土工格栅单元类型为T2D2。

图10 边坡开挖及加筋模型

由于回填土体采用原边坡黏性土,因此土体参数设置保持一致,模拟过程中也仅对坡面以下3.0 m范围内考虑膨胀作用。考虑到该膨胀土路堑边坡坡顶后续还有堆载矿石的需求,因此维持坡顶100 kPa荷载不变。为合理采取土工格栅加筋治理方案,分别考虑土工格栅铺设间距为0.5,1.0,1.5,2.0 m,拉伸强度25,50,75,100 kN/m,计算所得边坡稳定性系数如图11所示。

图11 不同支护方式下边坡安全系数

由图11可知:随着铺设间距减小和土工格栅拉伸强度的增加,边坡稳定性逐渐提高。具体而言,加筋间距越小,土工格栅拉伸强度对边坡稳定性的影响相对越大。当加筋间距为2.0 m,土工格栅拉伸强度从25 kN/m提高至100 kN/m时,边坡稳定性系数从1.202提升至1.276,仅提高6.2%。而当加筋间距为0.5 m,土工格栅拉伸强度从25 kN/m提高至100 kN/m时,边坡稳定性系数从1.477提升至1.673,提高了13.3%。

鉴于该工程边坡坡脚处为铁路专用线,滑坡破坏后果严重,边坡工程安全等级属于一级。依据GB 50330—2013《建筑边坡工程技术规范》边坡稳定安全系数划分,在一般工况下该边坡稳定安全系数应不小于1.35,因此该边坡加筋间距不宜大于1.0 m。当加筋间距为0.5 m时,即使土工格栅拉伸强度仅为25 kN/m,边坡稳定性系数也可达1.477,满足设计安全要求。而当加筋间距为1.0 m,土工格栅拉伸强度为25 kN/m时,边坡稳定性系数为1.358;当土工格栅拉伸强度提高至50 kN/m时,边坡稳定性系数可提升至1.467,相较而言更为合理。考虑到土工格栅铺设间距从1.0 m减小至0.5 m时,所用土工格栅材料数量增倍,材料成本亦翻倍增加;而市场上拉伸强度为25 kN/m的土工格栅与50 kN/m的土工格栅价格差异并不大。综上所述,考虑经济成本与治理效果,选择筋材铺设间距1.0 m,选用土工格栅拉伸强度不低于50 kN/m较为可靠与实用。

3 结 论

在有限元分析中,通过温度膨胀能有效模拟膨胀土遇水膨胀变形的状况,模拟所得岩屋庙膨胀土铁路路堑边坡坡顶处错动面深度与现场测斜管数据基本一致。数值分析结果显示:坡顶100 kPa堆载及坡体膨胀变形使得边坡稳定性系数从1.444降低至1.034,边坡以整体推移式破坏为主。而坡顶堆载是该边坡发生失稳的主要因素,当仅考虑坡顶堆载时,边坡稳定性系数从1.444降低至1.115,减小幅度达22.8%。使用土工格栅可对岩屋庙膨胀土工程边坡形成有效治理,对于岩屋庙膨胀土工程边坡而言,采用土工格栅拉伸强度应不小于50 kN/m,加筋间距宜为1.0 m。