何紅忠,陳子昂,2

(1.中鐵武漢勘察設(shè)計(jì)院有限公司,湖北 武漢 430074;2.中南大學(xué) 土木工程學(xué)院,湖南 長(zhǎng)沙 410075)

膨脹土富含蒙脫石、伊利石等親水性較強(qiáng)的黏土礦物,在失水時(shí)收縮開裂而遇水時(shí)膨脹變形[1]。作為一種特殊土,膨脹土廣泛分布于我國(guó)多個(gè)省市[2]。由于其復(fù)雜的工程特性,因膨脹土導(dǎo)致的工程設(shè)施損毀數(shù)不勝數(shù),這也造成了極大的經(jīng)濟(jì)損失[3]。對(duì)于膨脹土邊坡而言,如果治理不當(dāng),那么甚至?xí)l(fā)生“屢治屢滑”的現(xiàn)象[4]。分析膨脹土邊坡的失穩(wěn)破壞機(jī)制是對(duì)其進(jìn)行合理支護(hù)的前提。張良以等[5]研究發(fā)現(xiàn)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(fā)生的漸進(jìn)式破壞,膨脹土邊坡的滑動(dòng)也往往具有淺層性。鄧銘江等[6]對(duì)北疆輸水渠道膨脹土邊坡失穩(wěn)斷面進(jìn)行現(xiàn)場(chǎng)實(shí)測(cè),發(fā)現(xiàn)滑動(dòng)區(qū)域存在大量張拉裂隙是該工程邊坡發(fā)生淺層滑塌的決定性因素,現(xiàn)場(chǎng)實(shí)測(cè)兩條滑動(dòng)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(cè)到連續(xù)錯(cuò)動(dòng)帶,最大下錯(cuò)量接近2 m,并形成了前、中、后三級(jí)后緣,為牽引式滑坡。蔡正銀等[8]研究了凍融循環(huán)作用對(duì)膨脹土邊坡裂隙、坡體位移影響,邊坡在凍融過程中表現(xiàn)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(duì)于膨脹土邊坡穩(wěn)定性系數(shù)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(chǎn)生整體位移滑動(dòng)。巖屋廟膨脹土路塹邊坡坡頂為某化工廠礦石堆料場(chǎng),由于治理不當(dāng)多次發(fā)生滑塌。針對(duì)膨脹土邊坡而言,現(xiàn)有文獻(xiàn)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(duì)邊坡安全系數(shù)的影響,而堆載下膨脹土工程邊坡的失穩(wěn)特征研究相對(duì)較少,其破壞形式的改變還有待進(jìn)一步分析驗(yàn)證。

目前,確保膨脹土邊坡的支護(hù)安全問題仍然是工程技術(shù)上的難題。支護(hù)方法主要分為剛性支護(hù)和柔性支護(hù)兩類[11],除樁板墻、樁間擋土墻等強(qiáng)支擋結(jié)構(gòu)能阻止膨脹土脹縮變形而避免坡腳失穩(wěn)病害(但工程造價(jià)高)外,其余剛性支護(hù)均容易發(fā)生擋墻傾斜、滑移甚至推倒的現(xiàn)象[12]。加筋土擋墻作為一種柔性支護(hù)結(jié)構(gòu),造價(jià)低,施工簡(jiǎn)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(yīng)用廣泛,而且其治理效果及環(huán)保性、經(jīng)濟(jì)性均得到了驗(yàn)證[14]。針對(duì)巖屋廟膨脹土路塹邊坡的失穩(wěn)滑塌,擬采取土工格柵加筋的方式進(jìn)行治理。筆者以巖屋廟膨脹土路塹邊坡為案例,首先對(duì)現(xiàn)場(chǎng)膨脹性黏土展開無(wú)荷膨脹試驗(yàn)獲取其膨脹特征參數(shù);然后借助有限元分析軟件ABAQUS通過溫度膨脹實(shí)現(xiàn)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(wěn)破壞特征,與現(xiàn)場(chǎng)實(shí)際滑動(dòng)情況相佐證;最后考慮筋材不同鋪設(shè)間距以及拉伸強(qiáng)度下該鐵路路塹邊坡的穩(wěn)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(xiàn)場(chǎng)膨脹土邊坡失穩(wěn)情況

1.1 工程概況

滑坡工程位于湖北省當(dāng)陽(yáng)市巖屋廟鐵路專用線K2+035～K2+120段左側(cè),為膨脹土鐵路路塹邊坡。坡頂為某化工廠磷礦石堆料區(qū),礦石堆料區(qū)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(fā)生滑動(dòng),坡面產(chǎn)生大量貫通裂縫,下部漿砌石擋墻發(fā)生破壞垮塌,臨時(shí)支護(hù)鋼軌樁后邊坡滑動(dòng)得到一定緩解?；潞缶壩挥诘V石堆料區(qū)中,滑坡前緣為既有鐵路專用線側(cè)溝,前緣高程為99.78～101.09 m,滑坡體相對(duì)高差為10～14 m?；虑熬墝挾葹?5 m,滑坡后緣寬度約為80 m,順主滑動(dòng)方向長(zhǎng)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(jié)合現(xiàn)場(chǎng)巖土工程勘察及區(qū)域地質(zhì)資料,場(chǎng)區(qū)地層自上而下分別為填土、沖洪積層(Q4al+pl)粉質(zhì)黏土、第四系上更新統(tǒng)(Q3al+pl)黏土、第四系坡殘積層(Qdl+el)粉質(zhì)黏土,下伏白堊系(K)中到強(qiáng)風(fēng)化泥質(zhì)粉砂巖。其中填土呈黃褐色,以黏性土、塊石等組成,所含質(zhì)量不均勻,層厚1.2～2.5 m;沖洪積層粉質(zhì)黏土呈淺灰色,切面較光滑,含少量鐵錳質(zhì)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(wǎng)紋狀條帶,層厚0.8～5 m;第四層粉質(zhì)黏土為紅褐色,含風(fēng)化砂顆粒,局部夾少量風(fēng)化巖塊,層厚1.1～6.5 m;底部為未揭露中到強(qiáng)風(fēng)化泥質(zhì)粉砂巖,呈褐紅色,巖心采取率70%～95%,巖體基本質(zhì)量等級(jí)為Ⅴ級(jí)。通過現(xiàn)場(chǎng)鉆探獲取各土層物理力學(xué)參數(shù)如表1所示。需要說(shuō)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(chǎng)區(qū)土體物理力學(xué)參數(shù)

1.3 滑動(dòng)面的分布

隨著邊坡治理開挖,臨時(shí)支護(hù)的鋼軌樁被拆除,坡體繼續(xù)發(fā)生滑動(dòng),而在此階段坡頂?shù)V石堆載一直未處理。當(dāng)開挖至坡體中部時(shí),由于邊坡部分土體被挖除,抗滑力減小,坡體滑動(dòng)加速,于開挖斷面處出現(xiàn)明顯錯(cuò)動(dòng)面。錯(cuò)動(dòng)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(kuò)展深度,具體情況如圖2所示。

圖2 坡中處錯(cuò)動(dòng)面

測(cè)斜管作為一種柔性構(gòu)件,當(dāng)邊坡發(fā)生滑動(dòng)時(shí),測(cè)斜管亦會(huì)隨之偏轉(zhuǎn),因此可有效反映邊坡的深層位移情況。對(duì)于該處鐵路路塹邊坡,通過在邊坡頂部布設(shè)測(cè)斜孔以監(jiān)測(cè)坡體位移情況,測(cè)斜孔距離坡肩4 m,管深9.5 m,測(cè)斜數(shù)據(jù)如圖3所示。截至2021年5月2日,測(cè)斜管在4.5 m深度處發(fā)生明顯偏轉(zhuǎn)位移,最大位移達(dá)到22.4 mm,并于2021年5月4日被剪斷,且坡頂處出現(xiàn)大量深長(zhǎng)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(duì)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(dòng)破壞。這表明坡頂?shù)牡V石堆載不僅是引起該工程邊坡失穩(wěn)的主要因素,而且影響了邊坡的失穩(wěn)破壞形式。

圖3 坡頂測(cè)斜管偏轉(zhuǎn)位移

2 巖屋廟膨脹土路塹邊坡失穩(wěn)模擬

2.1 膨脹特性的模擬

于現(xiàn)場(chǎng)取代表性土體風(fēng)干備用,通過擊實(shí)試驗(yàn)確定其最優(yōu)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(yōu)含水率制,取2個(gè)直徑61.8 mm,高20 mm的環(huán)刀樣,控制壓實(shí)度為95%。

由于含水率的變化是導(dǎo)致土體發(fā)生變形的根本原因,測(cè)取環(huán)刀樣試驗(yàn)前后的質(zhì)量,其含水率由17.8%增至28.0%。記錄巖屋廟膨脹土無(wú)荷膨脹變形結(jié)果如圖4所示。通過兩組平行試驗(yàn)作為參照,可確定巖屋廟膨脹土環(huán)刀樣無(wú)荷膨脹變形為1.87 mm,無(wú)荷膨脹率為9.35%。

圖4 無(wú)荷膨脹率試驗(yàn)

采用材料升溫膨脹方式來(lái)模擬膨脹土吸水膨脹特性的方法已經(jīng)被許多學(xué)者所采用,詳細(xì)實(shí)現(xiàn)過程可參考文獻(xiàn)[15-18]。筆者也利用升溫膨脹來(lái)模擬膨脹土的膨脹特性。按照環(huán)刀樣尺寸建立數(shù)值分析模型,依據(jù)無(wú)荷膨脹試驗(yàn)條件限制底部及徑向位移,單元類型選擇為C3D8,共計(jì)2 080個(gè)單元,2 541個(gè)節(jié)點(diǎn)。在預(yù)定義場(chǎng)中設(shè)置初始溫度為17.8 ℃,最終溫度為28.0 ℃,分別對(duì)應(yīng)環(huán)刀樣的初始含水率及無(wú)荷膨脹試驗(yàn)結(jié)束時(shí)的含水率數(shù)值。通過溫度膨脹等效模擬環(huán)刀樣吸水膨脹變形,使其在溫度膨脹作用下豎向位移與無(wú)荷膨脹試驗(yàn)結(jié)果一致,膨脹變形如圖5所示,最終確定巖屋廟膨脹土數(shù)值分析所對(duì)應(yīng)熱膨脹系數(shù)為0.001 13。

圖5 環(huán)刀樣無(wú)荷膨脹模擬(單位:m)

2.2 邊坡模型的建立

對(duì)該邊坡布置測(cè)斜管所在斷面進(jìn)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(wěn)過程。在合理模擬該邊坡的基礎(chǔ)上,對(duì)邊坡模型進(jìn)行簡(jiǎn)化處理分析。

1) 由于場(chǎng)區(qū)地層土體均表現(xiàn)出一定的膨脹性,為簡(jiǎn)化計(jì)算,將上層填土、黏土和粉質(zhì)黏土視為均一的膨脹土,本構(gòu)模型選擇Mohr-Coulomb模型,依據(jù)現(xiàn)場(chǎng)勘察報(bào)告概化確定土體密度為1.9 g/cm3,黏聚力為20 kPa,內(nèi)摩擦角為15°,彈性模量取30 MPa,泊松比為0.35。

2) 下伏中到強(qiáng)風(fēng)化泥質(zhì)粉砂巖及漿砌石擋墻視為彈性材料。泥質(zhì)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(jù)GB 50112—2013《膨脹土地區(qū)建筑技術(shù)規(guī)范》,膨脹土邊坡的膨脹變形計(jì)算深度主要是參考當(dāng)?shù)卮髿庥绊懮疃却_定。當(dāng)?shù)卮髿庥绊懮疃葹?.0 m,故對(duì)坡面以下3.0 m深度內(nèi)土體設(shè)置初始溫度為17.8 ℃,最終溫度為28.0 ℃,膨脹系數(shù)為0.001 13。

建立數(shù)值分析模型如圖6所示,限制側(cè)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(jì)3 418個(gè)單元,3 550個(gè)節(jié)點(diǎn)。依據(jù)坡頂?shù)V石的密度及平均堆砌高度將其視為100 kPa的靜載,采用強(qiáng)度折減法模擬計(jì)算該邊坡的滑移失穩(wěn)過程。

圖6 膨脹土邊坡數(shù)值分析模型

2.3 邊坡失穩(wěn)特征分析

在坡頂100 kPa堆載以及表層土體膨脹復(fù)合作用下,計(jì)算顯示該邊坡穩(wěn)定性系數(shù)為1.034。依據(jù)GB 50330—2013《建筑邊坡工程技術(shù)規(guī)范》邊坡穩(wěn)定性狀態(tài)劃分,當(dāng)邊坡穩(wěn)定性系數(shù)為1.00～1.05時(shí)屬于欠穩(wěn)定狀態(tài),即可近似認(rèn)為模擬坡頂堆載時(shí)邊坡穩(wěn)定性狀態(tài)與現(xiàn)場(chǎng)一致。經(jīng)模擬計(jì)算所得邊坡土體塑性變形如圖7所示。于邊坡數(shù)值模型中選取與現(xiàn)場(chǎng)邊坡測(cè)斜管埋設(shè)位置相同的AB單元路徑,調(diào)取其水平方向位移與測(cè)斜管2021年5月2日實(shí)測(cè)數(shù)據(jù)進(jìn)行對(duì)比,具體情況如圖8所示。由圖8可知:現(xiàn)場(chǎng)實(shí)測(cè)數(shù)據(jù)與數(shù)值模擬結(jié)果趨勢(shì)相近,其中現(xiàn)場(chǎng)實(shí)測(cè)坡頂處錯(cuò)動(dòng)面大約在坡頂面以下4.5 m深度處,而數(shù)值模擬結(jié)果為坡頂面以下5.0 m深度處,兩者深度基本一致,進(jìn)一步說(shuō)明了數(shù)值模擬的準(zhǔn)確性。需要說(shuō)明的是,測(cè)斜管被剪斷后監(jiān)測(cè)即停止,因此實(shí)測(cè)水平位移比模擬結(jié)果要小。

圖7 邊坡塑性應(yīng)變

圖8 坡頂位移實(shí)測(cè)值與模擬值對(duì)比

在大氣影響深度內(nèi),膨脹土由于干濕作用強(qiáng)度衰減,在此反復(fù)作用下膨脹土邊坡容易形成魚鱗狀牽引破壞,而滑動(dòng)面也多數(shù)較淺。對(duì)于該工程邊坡而言,現(xiàn)場(chǎng)實(shí)測(cè)數(shù)據(jù)及數(shù)值模擬結(jié)果均表明滑動(dòng)面處于大氣影響深度范圍以外,滑動(dòng)面相對(duì)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(dāng)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(dòng)。綜合考慮坡頂堆載及土體膨脹,通過強(qiáng)度折減邊坡最終失穩(wěn)破壞時(shí)的位移矢量如圖9(c)所示,坡體位移從坡頂向下發(fā)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(jìn)一步分析坡頂堆載及邊坡土體膨脹對(duì)該邊坡穩(wěn)定性的影響,分別計(jì)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(wěn)定性系數(shù)變化,統(tǒng)計(jì)結(jié)果如表2所示。當(dāng)邊坡土體發(fā)生膨脹,該工程邊坡穩(wěn)定性系數(shù)從1.444降低至1.346,減小幅度較小;而當(dāng)坡頂存在100 kPa堆載時(shí),邊坡穩(wěn)定性系數(shù)從1.444降低至1.115,減小幅度達(dá)22.8%。穩(wěn)定性系數(shù)計(jì)算結(jié)果表明:坡頂100 kPa的堆載對(duì)于該工程邊坡穩(wěn)定性的影響更大,也是該邊坡發(fā)生失穩(wěn)的主要因素,與坡體失穩(wěn)位移結(jié)果表現(xiàn)一致。

表2 不同工況下邊坡穩(wěn)定性系數(shù)

2.4 土工格柵加筋治理

現(xiàn)場(chǎng)監(jiān)測(cè)及數(shù)值模擬結(jié)果均表明:該工程邊坡在坡頂堆載作用下發(fā)生了整體推移式滑動(dòng)。為合理控制成本,減少土方開挖量,初步設(shè)計(jì)首先將滑動(dòng)土體按圖10(a)所示進(jìn)行挖除,然后鋪設(shè)雙向土工格柵。為減少土方借用,將開挖土體進(jìn)行回填,并采取返包加筋的方式進(jìn)行處理。在ABAQUS軟件中以內(nèi)置的Embedded region來(lái)模擬土工格柵與邊坡土體的接觸關(guān)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(shù)值模型的基礎(chǔ)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(shù)設(shè)置保持一致,模擬過程中也僅對(duì)坡面以下3.0 m范圍內(nèi)考慮膨脹作用?？紤]到該膨脹土路塹邊坡坡頂后續(xù)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(shè)間距為0.5,1.0,1.5,2.0 m,拉伸強(qiáng)度25,50,75,100 kN/m,計(jì)算所得邊坡穩(wěn)定性系數(shù)如圖11所示。

圖11 不同支護(hù)方式下邊坡安全系數(shù)

由圖11可知:隨著鋪設(shè)間距減小和土工格柵拉伸強(qiáng)度的增加,邊坡穩(wěn)定性逐漸提高。具體而言,加筋間距越小,土工格柵拉伸強(qiáng)度對(duì)邊坡穩(wěn)定性的影響相對(duì)越大。當(dāng)加筋間距為2.0 m,土工格柵拉伸強(qiáng)度從25 kN/m提高至100 kN/m時(shí),邊坡穩(wěn)定性系數(shù)從1.202提升至1.276,僅提高6.2%。而當(dāng)加筋間距為0.5 m,土工格柵拉伸強(qiáng)度從25 kN/m提高至100 kN/m時(shí),邊坡穩(wěn)定性系數(shù)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(yán)重,邊坡工程安全等級(jí)屬于一級(jí)。依據(jù)GB 50330—2013《建筑邊坡工程技術(shù)規(guī)范》邊坡穩(wěn)定安全系數(shù)劃分,在一般工況下該邊坡穩(wěn)定安全系數(shù)應(yīng)不小于1.35,因此該邊坡加筋間距不宜大于1.0 m。當(dāng)加筋間距為0.5 m時(shí),即使土工格柵拉伸強(qiáng)度僅為25 kN/m,邊坡穩(wěn)定性系數(shù)也可達(dá)1.477,滿足設(shè)計(jì)安全要求。而當(dāng)加筋間距為1.0 m,土工格柵拉伸強(qiáng)度為25 kN/m時(shí),邊坡穩(wěn)定性系數(shù)為1.358;當(dāng)土工格柵拉伸強(qiáng)度提高至50 kN/m時(shí),邊坡穩(wěn)定性系數(shù)可提升至1.467,相較而言更為合理?？紤]到土工格柵鋪設(shè)間距從1.0 m減小至0.5 m時(shí),所用土工格柵材料數(shù)量增倍,材料成本亦翻倍增加;而市場(chǎng)上拉伸強(qiáng)度為25 kN/m的土工格柵與50 kN/m的土工格柵價(jià)格差異并不大。綜上所述,考慮經(jīng)濟(jì)成本與治理效果,選擇筋材鋪設(shè)間距1.0 m,選用土工格柵拉伸強(qiáng)度不低于50 kN/m較為可靠與實(shí)用。

3 結(jié) 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(cuò)動(dòng)面深度與現(xiàn)場(chǎng)測(cè)斜管數(shù)據(jù)基本一致。數(shù)值分析結(jié)果顯示:坡頂100 kPa堆載及坡體膨脹變形使得邊坡穩(wěn)定性系數(shù)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(fā)生失穩(wěn)的主要因素,當(dāng)僅考慮坡頂堆載時(shí),邊坡穩(wěn)定性系數(shù)從1.444降低至1.115,減小幅度達(dá)22.8%。使用土工格柵可對(duì)巖屋廟膨脹土工程邊坡形成有效治理,對(duì)于巖屋廟膨脹土工程邊坡而言,采用土工格柵拉伸強(qiáng)度應(yīng)不小于50 kN/m,加筋間距宜為1.0 m。