丹阿公路珲春至东宁段路堑高边坡稳定性分析与治理

房万山

(黑龙江省公路建设中心，黑龙江 哈尔滨 150090)

1 引 言

路堑边坡是山岭公路的重要组成部分，由于路堑边坡在开挖及卸荷的过程中破坏了原有山坡的应力平衡状态，加之大气降水直接沿新形成的坡面直接下渗，很容易诱发路堑边坡在施工期的失稳破坏。对于施工期间路堑边坡稳定性的研究，黄昌乾等提出了五种评价方法，并对每种方法进行对比，指出各自的优势。李华东通过施工期间路堑边坡失稳资料的大量统计，找出了施工期间路堑边坡失稳的影响因素。杨刚对施工期间路堑边坡出现失稳破坏的位置进行大量调研，通过理论和数值计算得出不同位置的变形量，并基于计算结果与现场破坏位置进行了对比。李志强利用折减系数法对路堑边坡在开挖过程中的安全系数进行计算，根据计算结果得出了边坡稳定性的影响因素，并对各影响因素的权重大小进行了研究。李鹏程等采用传递系数法对路堑边坡在施工期间的稳定性进行研究，并基于稳定性系数给出了边坡抗滑桩支护的最优方案。

本文依托丹阿公路路堑边坡实体工程，对边坡在开挖过程中的破坏因素和边坡的破坏机理进行分析，根据地质勘察资料对边坡的稳定性进行研究，基于验算结果提出相对应的支护方案，可为类似路堑边坡的治理提供一定的借鉴。

2 滑坡体特征

国道丹阿公路吉黑省界(珲春)至东宁段改扩建工程中，K43+285～K43+615段为路堑形式通过。中线最大挖深10.22 m，位于K43+375处；左侧最大挖深28.32 m。2019年9月份，路堑开挖至设计标高，2019年11月份，K43+410～K43+530段左侧边坡土体开始坍塌，在K43+450～K43+600段，路堑左侧后缘出现拉裂带、塌陷，最大裂缝宽度达6.7 m，最大塌陷深度达4.4 m。

滑体主轴方向为108°，后缘倾角约61°～74°，长度平均约200 m，宽度平均约35 m，滑动面形态上部陡，中部趋缓，下部平直，总体沿黏土层呈直线状。滑坡面积约7 000 m2，滑面平均深度约8 m，属浅层至中层滑坡，滑体土方56 000 m3，属中型滑坡。滑坡体后缘呈圈椅形，后缘发育有较大楔形拉张裂缝，裂缝呈圈椅形态，裂缝最大宽度约6.7 m，最大塌陷深度约4.4 m。对滑坡体进行地质勘察，根据勘探结果，滑坡体地层主要由第四系残坡积层(Qdel)黏土及块石、第三系中更新船底山组(βN1c)玄武岩和白垩系下统穆棱组(K1 m)砂岩组成。

滑坡前缘剪出口位于公路左侧车道，距离路线中心线18～22 m，前缘高程约为480～485 m，与后缘高差15～21 m，两侧基本以变形土体为界。滑坡体发育有若干条不规则裂隙，裂隙宽度均较小。滑带土主要为黏土及全风化泥(砂)岩。黄色—黄褐色，局部灰白色，湿、可塑至硬塑状态，夹细砂层，透水性较差，遇水软化。黏土夹层液限较高，遇水后抗剪强度急剧降低。

3 滑坡影响因素分析

根据调查及勘探结果，该滑坡的滑坡体系及机理相对简单，主要诱发原因为岩土体的特殊性质、地下水的渗透及工程活动的影响。滑坡范围内分布的岩层为第四系残坡积的块石、黏土及穆棱组砂岩。块石层年黏聚力接近于零，土层重度相对较大，透水性强。黏土层透水性差，具有隔水性，遇水软化，黏聚力减小，抗剪强度降低。全风化砂岩泥质含量较高，胶结性较差，水理性差，持水性强，渗透性中等，被水浸泡易软化，抗剪强度急剧降低。黏土及全风化泥砂岩构成了滑坡形成的有利物质条件。

在路堑开挖后，特别是进行路堑边坡卸方处理后，地层上部原有的相对隔水的表层植被及薄层黏性土层被剥离后，渗透性较强的块石层裸露，造成大气降水易于下渗。粉质黏土及强风化砂岩相对隔水，形成局部含水层，尤其块石与黏土及全风化砂岩的接触面处地下水富集，致使岩土体软化，降低了岩土强度，抗滑力减小，为滑坡体的滑动提供了有利条件。另外，路堑在开挖后，边坡后缘形成岩土体的临空面，滑坡的前缘抗力相对降低，在重力的作用下，出现向下的滑动趋势，当剪应力大于结构面上岩土体极限抗剪强度时，坡体上的黏土及全风化砂岩与强风化砂岩接触面在剪切力的作用下发生蠕动，当界面逐步贯通后实现整个滑坡体的滑动。在拉力作用下，后缘岩土体出现裂缝。

4 稳定性评价

对滑坡的定量评估采用传递系数法，并对边坡稳定性进行有限元数值模拟。该处滑坡的主要诱发原因，为滑带处黏土在大气降水和地表径流的影响下使含水量增高、孔隙比增大，黏土抗剪强度降低，在大气降水和坡面渗流的共同作用下使坡面土体产生滑动。潜在滑动面更接近于折线形。安全系数计算公式为

(1)

其中

(2)

式中：WQi为第i土条的重力与外加竖向荷载之和；θi-1，θi为第i土条底滑面的倾角；从水平面开始，顺时针为负，逆时针为正；Ei-1为第i-1土条传递给第i土条的下滑力；ci、φi为第i土条底的的黏聚力和内摩擦角；li为第i土条底滑面的长度。用该公式逐条计算，直到第n条的剩余推力为零，由此确定稳定安全系数Ks。

根据《公路路基设计规范》JTG D30—2015，边坡稳定性分析采用力学计算时，工况设置符合两种工况：(1)边坡处于天然状态；(2)边坡处于暴雨或连续降雨状态。在分析时，取里程段内最危险或最具代表性的边坡。边坡处于天然状态工况分析时，边坡岩土体的参数按照勘察报告中提供的天然参数，边坡处于暴雨或连续降雨状态工况分析时，按照将天然参数折减后的取值。

表1 边坡的岩土参数

本次稳定性验算参数主要根据勘察资料，采用室内试验并结合工程地质类比法及经验数据法等手段综合选取。稳定性定量计算中需要确定的指标有：容重γ、黏聚力c和内摩擦角φ，滑坡体岩土的参数取值如表1。根据滑坡体的几何特性进行建模并进行有限元计算，稳定性评价如表2所示。通过稳定性验算和有限元分析，得出K43+410～K43+470、K43+470～K43+530段边坡垮塌前处于不稳定状态，垮塌清土后稳定性虽然有所增加，但边坡整体仍处于不稳定状态。需要对其进行治理，使其达到稳定状态。

表2 边坡稳定性评价表

5 剩余下滑力计算及工程治理的设计

本研究对象为高速公路路堑高边坡，因此根据《公路路基设计规范》及《公路工程抗震规范》，边坡在天然状态下安全系数为1.30，在暴雨或连续降雨状态下安全系数为1.20。推力计算采用《公路路基设计规范》(JTG D30—2015)推荐的传递系数法计算，公式如下

P=Pi-1×ψ+Ks×Ti-Ri

(3)

式中：Pi为i条块的推力(kN/m)；Pi-1为第i条块的剩余下滑力(kN/m)。

下滑力Ti为

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

(4)

抗滑力Ri为

ψ=cos(αi-1-αi)-sin(αi-1-αi)tanφi

(5)

传递系数为

NWi=γwHiWLI

(6)

孔隙水压力NWi为

NWi=γWHiWLI

(7)

即近似等于浸润面以下土体的面积HiWL乘以水的容重γW。渗透压力平等滑面的分力TDi为

TDi=γWhiwLitanβicos(αi-βi)

(8)

渗透压力垂直滑面的分力为

RDi=γWhiwLitanβisin(αi-βi)

(9)

当采用孔隙压力比时，抗滑力Ri为

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

(10)

rU为孔隙压力比，可表示为

(11)

经过计算，边坡验算断面最危险的潜在破裂面剩余下滑推力如表3所示，将两种工况下的最大值作为高边坡设计剩余推力。

表3 边坡剩余下滑力一览表

该边坡由于地层岩性变化较大、性质复杂，在治理过程中采取一次根治，不留隐患的设计原则。为提高边坡的整体稳定性，在K43+410～K43+530段主滑区段一级边坡坡脚设置圆形抗滑桩，并加设桩间挡板。K43+410～K43+470段抗滑桩桩长14 m，嵌固深度8.0 m，K43+470～K43+530段抗滑桩桩长16 m，嵌固深度9.0 m，直径均为2.0 m，桩中心间距均为4.0 m，采用C30混凝土浇筑。为防止桩间土挤出，桩间设置挡土板，挡板在两圆桩正中间布置，尺寸5.0 m×1.0 m×0.4 m。桩间挡土板背后回填1.0 m厚砂砾、碎石等透水性材料及滤排水土工布，挡土板需安装一块后，在板后回填压实后再安装下一块板。为确保施工和运营期间的安全，在施工全过程应及时监测和掌握边坡的变形情况，检验边坡的治理效果。

6 结 论

(1)K43+285～K43+615段为中型滑坡，滑坡的滑面平均深度约8 m，属浅层至中层滑坡，滑带土主要为黏土及全风化泥岩。滑坡体后缘裂缝最大宽度约6.7 m，最大塌陷深度约4.4 m。滑坡体主要由残坡积层黏土及块石组成。

(2)通过传递系数法和有限元法验算可知K43+410～K43+470段、K43+470～K43+530段边坡垮塌前处于不稳定状态，垮塌清土后稳定性虽有所增加，但边坡整体仍处于不稳定状态。

(3)天然状态和暴雨状态下K43+410～K43+470段和K43+470～K43+530段的剩余下滑力分别为245 kN/m、386 kN/m、277 kN/m和420 kN/m，应在主滑段采用抗滑桩进行加固，并为防止桩间土挤出，桩间设置挡土板。