膨脹土邊坡穩定性研究

程展林，李青云，郭熙靈，龔壁衛

(長江科學院 a.院長辦公室;b.水利部巖土力學與工程重點實驗室;c.流域水環境研究所，武漢 430010)

1 概述

膨脹土是一種典型的特殊土，在文獻［1］中，膨脹土被解釋為“具有較大的吸水膨脹和失水收縮變形特征的高塑性黏性土。黏粒的主要成分為強親水性礦物”，它具有超固結性、裂隙性、脹縮性等一系列特殊性。其工程問題是巖土工程領域中的技術難題之一，尤其是膨脹土邊坡的穩定問題，往往是“逢塹必滑”，給工程的危害極大。長期以來，針對膨脹土邊坡穩定性的有關問題，土力學工作者開展了大量的研究工作［2，3］。但由于膨脹土的特殊性和復雜性，對膨脹土邊坡的破壞機理、穩定分析方法等關鍵性技術問題尚缺乏明確的認識。人們習慣于沿襲一般黏土邊坡穩定分析思路，將膨脹土邊坡穩定問題視為單純的膨脹土強度問題，由于很緩的膨脹土邊坡仍然發生失穩，從而認為膨脹土的強度很低，有的甚至建議膨脹土的內摩擦角取室內試驗值的1/7，黏結力取室內試驗值的1/14作為計算指標［3］。但即便如此，有些實際失穩邊坡的安全系數值仍大于1.0。為了使穩定分析成果能夠反映失穩邊坡的穩定狀態，有研究者將膨脹力試驗得到的膨脹力以面力的形式垂直作用于坡面［4］或在每個土體單元中心施加一個體力［5］，也有研究者假定滑體內分布垂直裂隙，且垂直裂隙中作用水壓力，等等。

本文認為，要研究膨脹土邊坡的穩定性，必須首先了解膨脹土的地質特征，弄清邊坡的失穩機理，認識控制邊坡穩定的土體強度，在此基礎上，建立邊坡穩定分析方法。

“十一五”期間，針對南水北調中線工程膨脹土的工程問題，由長江科學院牽頭，進行了國家“十一五”科技支撐課題“膨脹土地段渠道破壞機理及處理技術研究(課題編號:2006BAB04A10)”的研究。南水北調中線工程渠道沿線的地質條件復雜，穿越膨脹土(巖)渠段累計長度約386.8 km，其中，強膨脹土(巖)39.89 km，中膨脹土(巖)162.23 km，膨脹土渠坡的處理技術是南水北調中線工程建設的關鍵技術問題之一。為此，課題組采用地質勘察、現場試驗、室內試驗、大型靜力模型試驗、數值分析等多種研究手段，系統開展了試驗研究工作。本次研究突出的特色是系統地開展了大型現場試驗，在南水北調中線工程總干渠渠線上選擇2個代表性渠段，即南陽膨脹土試驗段(以下簡稱“南陽試驗段”)和新鄉潞王墳膨脹巖試驗段(以下簡稱“新鄉試驗段”)，分別進行了13個和8個試驗區的試驗研究。課題于2006年底啟動，經過4年多的科研攻關，于2011年初驗收，并在此基礎上，對中線工程膨脹土(巖)渠段的設計進行了變更。“2006BAB04A10”課題取得的成果比較豐富，本論文僅對其中有關邊坡穩定的部分成果進行簡要介紹。

2 膨脹土的工程特性

膨脹土的工程特性所涉及的內容比較廣泛，本節僅對其中的幾個方面進行簡要介紹。這些特性對于理解膨脹土邊坡的失穩機理較為重要。

2.1 膨脹土的裂隙

一般認為，膨脹土的表層存在一個“大氣影響帶”。由于膨脹土吸水膨脹、失水收縮的反復變化，在膨脹土的表層會產生雜亂分布的裂隙，使土體的強度降低，從而導致膨脹土邊坡失穩。因此，以往在膨脹土強度試驗中，非常強調試樣的尺寸，期望強度試驗能綜合反映裂隙對強度的影響。研究表明，這種認識是比較片面的。

大量的地質勘察成果表明，在“大氣影響深度”范圍以內與以下區域，膨脹土的裂隙形態存在明顯差異。在“大氣影響深度”范圍內，裂隙的確是雜亂分布的;而在“大氣影響深度”以下的非大氣影響區，膨脹土的裂隙往往具有光滑裂隙面，且具有定向性，裂隙多被充填、呈閉合狀，(簡稱為伴生裂隙)。與大氣影響區裂隙面的粗糙、長度短小、傾向隨機的特征(簡稱為脹縮裂隙)是完全不同的。圖1為南陽試驗段處膨脹土“伴生”裂隙的裂隙特征;圖2為南陽試驗段伴生裂隙傾向玫瑰圖，表明膨脹土中的裂隙分布具有明顯的定向性。裂隙的定向性對解釋膨脹土邊坡的失穩十分重要。

圖1 膨脹土的裂隙特征Fig.1 Fracture characteristics of expansive soils

圖2 南陽試驗段伴生裂隙傾向玫瑰圖Fig.2 Rose diagrams of the trend of preexisting natural fractures in Nanyang test section

膨脹土裂隙的分帶性和伴生裂隙的定向性在以往的文獻中也有敘述［6］，孔德坊等在《裂隙性黏土》一書中寫道:“在自然界中，出露在地表的黏土，因受氣候條件的強烈影響，在干、濕反復變化過程中，其表部一般都發育大量短小而隨機的裂隙，它們分布的深度范圍多不超過1.5 m，……，在本書中所討論的‘裂隙性黏土’，主要指分布在深度1.5 m以下，常作為建筑物地基持力層或邊坡主要組成物的、裂隙發育的黏土”?？梢?，本文所揭示的膨脹土伴生裂隙的一些特征，不僅在膨脹土中存在，而且在一般硬黏土中亦存在。它有別于軟弱結構面，對膨脹土邊坡的穩定性有重大影響。

2.2 膨脹土的膨脹性

膨脹性是膨脹土的基本特性，這方面的研究成果較為豐富，本文僅介紹膨脹土的有荷膨脹變形特性。因為在長江科學院提出的膨脹土邊坡穩定計算方法之一中要用到有荷膨脹變形的指標。本文選擇了多種膨脹土，采用壓縮儀和三軸儀，進行了大量不同上覆壓力和不同圍壓的有荷膨脹試驗，其膨脹應變可以采用下式模擬，

式中:εv為充分吸濕引起的體積膨脹應變(%);σm為平均應力(kPa);a，b為與土性及起始含水率有關的試驗擬合參數。圖3為壓實度98%、起始含水率 20.4%的南陽中膨脹土的試驗成果，a=23.34，b=－4.85?？梢钥闯觯w積膨脹應變與平均應力在半對數坐標系中呈很好的線性關系，且這一規律具有普遍性。如壓實度為95%，含水率為26.5%的邯鄲強膨脹土 a=31.17，b=－6.31。

圖3 典型有荷膨脹試驗成果(南陽中膨脹土)Fig.3 Result of typical loaded swelling experiment with moderate expansive soils from Nanyang

2.3 膨脹土的強度

由于膨脹土強度的復雜性，人們進行了大量的研究工作。從現有的資料看，無論是研究思路，還是試驗方法、試驗控制條件以及強度取值原則等都存在較大差異。

強度試驗和穩定分析方法是邊坡穩定性研究的2個方面。在邊坡穩定分析中，必須采用由合適的試驗方式得到的強度試驗值。

由于膨脹土存在不同性質的裂隙，膨脹土強度特性比普通黏性土要復雜得多。長江科學院經多年研究，對膨脹土強度的確定有如下的思路:①對于大氣影響區，因裂隙量大、短小而隨機，可直接取大氣影響區的原狀樣進行試驗或取深部土塊經室內多次干濕循環后進行試驗;②對于非大氣影響區，因伴生裂隙的存在，土體的抗剪強度具有強烈的方向性，不可能給出統一的土體強度指標，必須采用土塊強度和裂隙面強度2組強度指標來表征裂隙性膨脹土的強度特性;③對于填筑膨脹土體，可采用壓實土室內試驗測定。至于飽和狀態、排水方式等試驗條件視研究對象的實際狀況而定。

2.3.1 干濕循環后的強度

為研究干濕循環對膨脹土強度的影響，在室內對多種膨脹土的原狀樣和壓實樣進行了干濕循環后強度的測定，其成果具有相同的規律性，限于篇幅，僅列其中一組試驗成果。

試樣為南陽中膨脹土原狀樣，其自由膨脹率為69%，天然含水率為 24.4% ～26.9%，干密度為1.51 ～1.60 g/cm3，液限為 40.3% ～44.0%。1 組試驗24個試樣，分6個亞組(每亞組4個試樣)，每個亞組分別進行0～5次干濕循環。試樣直徑61.8 mm、高 125 mm，試驗圍壓為 25，50，100，200 kPa。干濕循環方式如下:采用低溫(70℃)烘干法模擬土體脫濕過程，當試樣的含水率達到縮限含水率時終止脫濕;采用抽氣飽和法模擬土體的吸濕過程，抽氣時間及浸泡時間均控制為3 h和24 h。重復干濕過程至設定的次數。試驗為三軸固結排水剪切試驗，試驗成果如圖4所示。

圖4 強度指標與干濕循環次數的關系Fig.4 Strengths vs.the numbers of drying and wetting cycles

成果表明，干濕循環對膨脹土的強度是有影響的，尤其對黏結力的影響明顯。隨著循環次數增大，單次引起的強度衰減幅度逐漸減小，并趨于穩定。5次干濕循環后，c，φ值衰減幅度分別為71.7%和13.7%，最終的強度指標分別為 c=23.3 kPa和 φ=18.3°。

由此可以看出，干濕循環主要破壞了土的結構性，但強度仍然較高，由此可以推論，反復干濕循環不是膨脹土邊坡失穩的主要原因。

2.3.2 裂隙面強度

裂隙面強度是指非大氣影響區中的膨脹土裂隙的強度。對于裂隙性黏土，在以往的研究中往往采用室內常規直剪試驗和現場大型直剪試驗。采用直剪試驗進行裂隙面強度試驗的最大問題是如何保證試驗的剪切面與試樣的裂隙面重合，尤其是現場大型直剪試驗，要做到這點十分困難。為此，本文作者提出了采用三軸試驗測定裂隙面強度的新方法。

圖5為典型裂隙面強度三軸試驗前后的試樣形態。試驗表明:由于裂隙面強度遠低于土塊強度，試驗中只要試樣的裂隙面傾角α在45°+φ/2±10°范圍內，就能保證試驗的剪切面與試樣的裂隙面一致。

圖5 典型裂隙面強度三軸試驗前后的試樣形態Fig.5 Sample before the triaxial strength test and the typical fracture plane after the test

根據三軸試驗試樣破壞時的應力σ1f，σ3f，及靜力平衡條件，由式(2)和式(3)可計算出試樣破壞時裂隙面上的正應力σn和剪應力τ。根據摩爾-庫倫強度準則及正應力σn和剪應力τ關系曲線即可得到裂隙面的抗剪強度參數c和φ。

式中:σn為剪切破壞面上的正應力;τ為剪切破壞面上的剪應力;σ1f為破壞時的大主應力;σ3f為破壞時的小主應力;σ為裂隙面與水平面間的傾角。

裂隙面與水平面間傾角α的測定可借助于CT技術，將試樣進行CT掃描，由三維圖像建立試樣的正三視圖片，從而測定裂隙面與水平面的傾角。如圖6所示。

圖6 裂隙面CT圖像及面上應力模式Fig.6 CT image and stress mode on the fracture plane

為證明該方法的可行性，本文將介紹其中的一組試驗研究成果。試樣為南陽中膨脹土原狀樣，其自由膨脹率為61%，天然含水率為23%，試樣的飽和度約為90%，干密度為1.62 g/cm3，裂隙面灰白色黏土天然含水率為32%。試樣直徑 39.1 mm，高80 mm;試樣剪切速率為0.015 mm/min。不同圍壓下三軸試驗裂隙面上的正應力σn和剪應力τ關系曲線如圖7所示。由圖7可知，裂隙面的強度指標黏結力為 29.5 kPa，內摩擦角為 11.9°。

圖7 典型裂隙面強度三軸試驗成果Fig.7 Result of the typical triaxial test on the strength of the fracture plane

為比較土塊強度與裂隙面強度，對上述中膨脹土同時進行了反復剪切試驗，在制樣時確保試樣中不含有裂隙存在。圖8為其反復剪試驗成果。從圖8可以看出，土塊強度遠大于裂隙面強度;土塊經反復剪切得到的所謂殘余強度在數值上還略大于裂隙面強度。

圖8 中膨脹土峰值強度包線及殘余強度包線Fig.8 Peak strength and residual strength envelopes of moderate expansive soil

2.3.3 強度非線性研究

土的強度普遍具有非線性特性，該特性對膨脹土邊坡穩定分析尤為重要。從幾何形態來看，膨脹土邊坡滑動多為淺層滑動，淺層滑動面上的正應力往往較小，一般在50 kPa范圍以內。而目前強度試驗正應力或圍壓一般采用100～400 kPa的應力，在邊坡穩定中，由該試驗得到的強度參數計算土體抗剪強度，其結果往往偏大。為論述這一觀點，本文介紹一典型試驗成果。

試樣為邯鄲強膨脹土壓實樣，其自由膨脹率為124%，制樣含水率為36%，干密度為1.34 g/cm3，進行飽和固結排水剪切試驗。試驗的上覆壓力為5～400 kPa。得到的強度包線如圖9所示。

圖9 邯鄲強膨脹土壓實樣強度包線Fig.9 Strength envelope of the compacted and strong expansive soil sample from Handan

由圖9看到，膨脹土強度具有明顯的非線性特征，若采用一種近似的處理方法，即采用2段式進行線性擬合，低應力(0～50 kPa)條件下土體的強度指標與高應力(100～400 kPa)條件下的試驗成果明顯不同。從力學概念上講，低應力下的黏結力擬合值才是土體結構強度。土的實際內摩擦角隨應力增大逐漸減小并趨于穩定，穩定的內摩擦角與高應力下內摩擦角擬合值基本一致，因此，在比較土的內摩擦角大小時，可采用高應力下內摩擦角作為參數，以便具有可比性。

由圖9不難看出，若采用正應力為100～400 kPa的常規試驗方法，得到該土體的強度參數黏結力為 27.0 kPa，內摩擦角為 14.4°，由該強度參數計算正應力處在0～50 kPa的土體抗剪強度顯然偏大。因此，在進行膨脹土強度試驗時，一定要改變常規強度試驗方法，測定低應力條件下的強度，以便使邊坡穩定計算成果更加合理。

3 膨脹土邊坡失穩機理

3.1 失穩機理分析

目前，普遍認為膨脹土邊坡的失穩是由于膨脹土經反復干濕循環，土體發生吸水膨脹失水收縮變形，在膨脹土中產生脹縮裂隙，使土體的強度降低，從而導致膨脹土邊坡失穩。

按照該失穩機制，采用一般黏性土邊坡的穩定分析方法，不可避免地出現一種現象:對于實際發生失穩的、很緩的膨脹土邊坡，要使邊坡穩定分析的安全系數近似等于1.0，土體的強度指標將極小。有研究者在分析膨脹土邊坡穩定性時，所采用的強度參數 c=2.01 kPa，φ=4.06°［3］。

為了給膨脹土的抗剪強度極低找到一個正常的邏輯，眾多學者提出了不同的“強度理論”。文獻［2］在“強度理論”一節中比較全面地列舉了眾多學者提出的膨脹土強度理論，這些強度理論存在明顯差異。

其中不少的學者依據膨脹土邊坡多為“滑了又滑”的邊坡，很緩的邊坡仍然繼續發生失穩現象，其土體非常松散，由此認為膨脹土的強度極低。這種認識可能是片面的。試驗表明，對于新開挖的或新填筑的膨脹土邊坡，即使坡比很緩，吸濕之后往往也要發生失穩，我們不應該用失穩后的土體非常松散現象來解釋失穩前原狀膨脹土和壓實膨脹土的強度很低。正像對于非膨脹黏性土邊坡，邊坡一旦失穩，土體同樣很松散，然而從來不認為原狀黏性土和壓實黏性土的強度很低一樣。值得強調的是，在膨脹土邊坡穩定性研究中，應該始終明確其研究對象是新開挖的膨脹土邊坡，或是新填筑的膨脹土邊坡，其研究內容是該類邊坡“首次滑動”的力學規律。

要正確認識膨脹土邊坡失穩機理，必須首先合理地解釋很緩的膨脹土邊坡吸濕后產生失穩的力學機制。相對非膨脹黏性土邊坡而言，膨脹土邊坡一定存在其它因素在起作用影響其穩定性。本文作者經綜合分析認為，影響膨脹土邊坡穩定的另一重要因素為土的膨脹性。

3.2 邊坡穩定性試驗

本文為研究膨脹土邊坡的失穩機理，系統開展了現場試驗、大型靜力模型試驗、數值分析等工作，尤其是現場試驗，進行了多種方案、多種工況的試驗研究。限于論文篇幅，要詳細論述所取得的成果是困難的，本文僅簡要介紹2組試驗成果以論述膨脹土邊坡的失穩機理。

3.2.1 室內模型試驗(3#)

模型尺寸為6.0 m×2.0 m×2.5 m(長×寬×高)，模型坡比 1 ∶1.5，坡高2.0 m。模型用料為強膨脹土，其自由膨脹率約為120%，制樣含水率20%，干密度1.60 g/cm3，采用分層振搗碾壓方法制模。為加速水的入滲，在邊坡上布置了一定數量的砂芯。在多點布設的霧化噴頭，在整個坡面及坡頂實施低強度連續人工降雨。

隨著人工降雨的持續進行，雨水的逐漸入滲，可觀測到邊坡逐漸變形至破壞。試驗至257 h，從模型箱側面的觀察窗發現已產生局部的裂隙;試驗至286 h，裂隙有了進一步的擴展，并且從邊坡中部水平位移可見邊坡已產生明顯的水平滑移，且坡頂也產生貫穿性裂隙;試驗至384 h，邊坡上部近坡肩部位出現貫穿性的裂隙;試驗至426 h，坡體下部原裂隙處土體首先發生局部塌滑，繼而上部裂隙處土體整體塌滑。

試驗結束后，沿模型中軸線進行開挖，發現邊坡淺層多處、多層發生了滑動變形，甚至明顯的剪切錯動，表明邊坡從最初的淺表層局部滑動逐漸向深部發展，最終導致滑坡。其中深度約 0.1 m和 0.3 m處有明顯的剪切滑動面，深度0.3 m處的最大剪切位移達20 cm左右。根據各標志性砂芯的變形和錯動情況推測得到的滑裂面如圖10所示。

該邊坡模型的變形至破壞過程基本反映了填筑工程邊坡“首次淺層滑動”特征。圖9給出的強度參數基本反映了模型土體飽和后的抗剪強度。若僅考慮土體的自重作用，該模型邊坡(坡比1∶1.5，坡高2.0 m)的穩定安全系數為 5.2，遠大于1.0。但在降雨入滲作用下，該模型邊坡卻發生了失穩。該模型邊坡由分層振搗碾壓方法形成，坡體內不存在裂隙，土體不具超固結性，也不存在干濕循環的“大氣影響”。由此表明，是土的膨脹性導致了邊坡失穩。下文的數值分析成果進一步揭示了膨脹性導致邊坡失穩的力學機理，此處暫略。

圖10 3#模型滑動面Fig.10 Sliding plane of the model No.3

3.2.2 現場試驗

為研究膨脹土邊坡失穩機理和處理措施，本文在南陽和新鄉地區分別修建了長2.05 km和1.5 km的試驗段，分別進行了13個和8個試驗區的試驗研究。南陽試驗段工程于2008年11月開工，2009年2月開始處理層施工，2009年5月初完成土方開挖及處理層施工，2009年9月完成混凝土襯砌施工，2011年1月該試驗區拆除。圖11為南陽試驗段局部照片。

圖11 南陽試驗段局部照片Fig.11 Picture of the Nanyang test section

在南陽試驗段的中膨脹土區布置了7個試驗區，分別研究黏性土換填(中Ⅰ區)、換填水泥改性土(中Ⅱ、中Ⅴ區)、土工袋包裹中膨脹土開挖料回填(中Ⅲ區)、土工格柵包裹中膨脹土開挖料回填(中IV區)、復合土工膜保護(中Ⅵ區)措施，中Ⅶ區為裸坡試驗區。坡高約為13 m，坡比均為1∶2。從中膨脹土區的現場試驗，可以分析得到以下成果:

中Ⅶ裸坡試驗區，開挖完成后，進行了人工降雨試驗，左岸和右岸均產生大小不等的各類滑坡，每次滑動深度均不大(2 m以內)，呈現明顯的牽引式滑動，由此表明，對于膨脹土，在不采取處理措施的情況下，在降雨作用下均可能出現邊坡淺層失穩。膨脹土裸坡的失穩機理同上述的模型試驗是完全一致的。

中Ⅰ至中Ⅴ區均可視為“壓重”方案處理，邊坡的表層為非膨脹土或水泥、土工袋、土工格柵改性土。在2年運行期的大氣降雨作用下，中Ⅰ至中Ⅴ區右坡變形較小，邊坡穩定;中Ⅰ至中Ⅴ區左坡均產生了較大的水平變形，如圖12和圖13所示(圖中給出的是測斜管位置及相應不同深度的水平位移)。其中，土工袋試驗區(中Ⅲ)在處理層施工后的第1年即發生滑坡，土工格柵試驗區(中Ⅳ)處理層在施工后的第2年發生滑坡。從圖12、圖13可以看出，左坡各斷面共同特征是坡體變形均存在明顯的錯動，與邊坡采用的處理措施關系不大。

圖12 中Ⅰ至中Ⅲ區左坡水平變形及推測滑動面Fig.12 Horizontal deformation and predicted sliding planes of the left slope from zoneⅠtoⅢ

圖13 中Ⅳ至中Ⅴ區左坡水平變形及推測滑動面Fig.13 Horizontal deformation and predicted sliding planes of the left slope from zoneⅣtoⅤ

中膨脹土試驗區左坡的變形明顯比右坡強烈。從渠道開挖所揭示的地層裂隙分布情況來看，渠道左坡裂隙傾向渠內，而右坡裂隙傾向渠外。渠道兩岸土體的力學特性相同，邊坡坡比相同，開挖方式和施工進度以及氣候條件也一致，同一種處理方案在左坡均發生錯動性變形或滑坡，右坡則相對穩定，左、右坡穩定狀態差異明顯。兩岸邊坡唯一的差別在于裂隙傾向與邊坡傾向的相對關系不同。

由以上試驗成果可以看出:對于未經處理的膨脹土裸坡(包括填筑邊坡)，在降雨作用下，邊坡首先產生淺層失穩，這種失穩形式是一般黏性土邊坡不具備的;往往很緩的、常規邊坡穩定分析方法得到的安全系數遠大于1.0的邊坡也失穩，是膨脹土邊坡獨有的。

對于經過壓重處理或未經吸濕過程的膨脹土邊坡同樣存在整體穩定問題，與一般黏性土邊坡不同的是往往膨脹土具有裂隙，裂隙具有方向性，裂隙面強度遠低于土塊強度，邊坡的穩定性受裂隙面的強度控制。南陽試驗段的現場試驗表明，坡高13 m、坡比1∶2的逆向坡比較穩定，順向坡可能邊坡失穩。

3.3 邊坡破壞模式

經過對大量現場試驗、大型靜力模型試驗邊坡失穩現象的綜合分析，并結合地質勘察、室內試驗和數值分析，作者將膨脹土邊坡的破壞模式歸納為以下2類。破壞模式1:膨脹作用下的邊坡滑動;破壞模式2:裂隙強度控制下的邊坡滑動。

研究認為，要保證膨脹土邊坡的穩定，必須保證2種模式的穩定性;反過來講，只要滿足2種模式的穩定性，就能保證膨脹土邊坡的穩定。

2種破壞模式的關鍵因素，一是土的膨脹變形，二是裂隙面空間分布及其強度。在發生第1類破壞時，當然也伴隨著土的強度降低，如土體從非飽和到飽和，膨脹引起的強度變化，但這些都可以在強度試驗中加以體現，與此同時，在破壞模式1的穩定分析中，一定要模擬膨脹變形將引起坡內應力重分布;第2類破壞形式是裂隙性土所共有的，往往因裂隙面強度遠低于土塊強度，也因裂隙的空間形態是一個面，使裂隙性土邊坡穩定性具有各向異性，且穩定性低于非裂隙性土邊坡。

4 穩定性計算方法

4.1 考慮膨脹性的邊坡穩定分析方法

目前，邊坡穩定計算方法主要有2類。一類是極限平衡法，另一類是有限元法。因本項穩定計算要考慮膨脹變形的作用，故只能采用有限元法。具體分析方法如下:

(1)根據邊坡地質剖面及吸濕區范圍，剖分有限元網格，建立有限元計算模型;

(2)假定土的本構關系服從理想彈塑性模型，當出現塑性應變時意味著此處剪應力水平等于1.0。土體強度服從摩爾-庫侖強度準則，強度參數大小取試驗測定的飽和固結排水強度指標統計值，變形模量取土的三軸應力應變曲線峰值前的割線模量;

(3)由有限元法計算自重應力，并由式(1)計算增濕區單元由天然含水率至飽和狀態的膨脹應變，以模擬人工降雨引起的表層含水率變化;

(4)將各單元的膨脹應變作為初始應變，由初始應變法計算邊坡中最終應力和應變。計算中逐步觀察土體的等效塑性應變分布范圍和大小，將等效塑性應變完全貫通作為邊坡失穩的判別準則;

(5)采用傳統的有限元強度折減法概念對土的強度進行折減，重新進行初始應變法計算至等效塑性應變剛好完全貫通為止，其折減系數即為邊坡的安全系數。

采用上述方法對大量膨脹土邊坡的穩定性進行分析，其結果是非常合理的。下面列舉圖10模型的有關計算結果以論述膨脹變形對邊坡穩定的影響和方法的合理性。有關計算參數列于表1。

表1 邊坡穩定性有關計算參數Table 1 Parameters of the slope stability analysis

有關計算成果如圖14所示。分別給出了自重條件下和吸濕區含水率增大16.5%(模擬人工降雨引起的表層含水率變化)時坡體內的應力等值線(圖14(b)至(g))，以及增濕區含水率增大16.5%時等效塑性應變(圖14(h))，從圖14可以看出如下規律:

(1)比較自重條件下和吸濕區含水率增大后坡體內的應力狀態，膨脹變形將明顯地引起坡體內應力重分布，各應力分量的變化情況又有所不同;

(2)比較圖14(b)、圖14(c)，坡面法向正應力σx的變化相對較小，在坡腳部位相對劇烈;

(3)比較圖14(d)、圖14(e)，順坡向正應力σy的變化最為明顯，在吸濕區，應力σy明顯增大，吸濕區內的土體沿順坡向有伸長趨勢，但非吸濕區約束其伸長，便使吸濕區內的應力σy增大，而非增濕區的應力σy減小;

圖14 邊坡穩定計算結果Fig.14 Results of the slope stability analysis

(4)比較圖14(f)、圖14(g)，由于在吸濕區與非吸濕區間存在約束與被約束關系，故在2區之間產生較大順坡向的剪應力τxy，尤其在吸濕區上下兩端變化更加劇烈;

(5)邊坡在自重作用下，剪應力水平很低，隨著膨脹變形增大，首先在坡腳出現塑性區(產生塑性應變)，并逐漸向上擴展，之后，在其之上出現第二條塑性區，并逐漸出現多條塑性區，最終塑性區相互貫通，邊坡失穩(圖14(h));

(6)由表1參數得該邊坡的穩定安全系數為0.92。

以上計算結果可以說明2點:

(1)土體吸水膨脹變形將明顯地引起坡體內應力重分布，使土體內剪應力水平增大;

(2)對于實際失穩的膨脹土模型邊坡，采用室內試驗得到的強度指標，常規穩定分析方法得到的安全系數為5.2，若穩定分析中考慮土的膨脹變形，得到的安全系數為0.92。

由此表明，膨脹變形是引起膨脹土邊坡失穩的一個重要因素;同時，只要在膨脹土邊坡穩定分析中考慮膨脹變形，其計算結果與邊坡的穩定狀態有很好的一致性。

判定邊坡穩定計算方法是否合理，其準則應該是:應用合適的試驗方法測定土的抗剪強度，在邊坡穩定分析中，采用試驗得到的強度試驗值，且穩定分析成果能正確地反映邊坡的穩定狀態。

4.2 裂隙性土的邊坡穩定分析方法

與一般黏性土邊坡不同，膨脹土往往具有裂隙，裂隙具有方向性，裂隙面強度遠低于土塊強度，邊坡的穩定性受裂隙面空間分布及其強度控制，邊坡的穩定性具有各向異性。邊坡穩定性分析的難點在于膨脹土邊坡中裂隙的概化，及穩定性分析中對裂隙面空間分布及其強度的模擬。

針對上述特征，本文作者提出了裂隙性土的邊坡穩定分析方法。具體分析方法如下:

(1)在地質勘察中，選擇代表性地段，開挖探槽，給出邊坡斷面的裂隙分布形態，如圖15所示。對于渠道工程，可在工程施工中，在渠道沿線先按一定間距或適當位置保留隔堤，勘察隔堤坡面的裂隙分布，將隔堤坡面的裂隙分布視為渠道邊坡斷面的裂隙分布;

(2)采用土塊強度和裂隙面強度2組強度指標來表征裂隙性土的強度特性;

(3)對邊坡的裂隙宏觀結構進行概化，建立邊坡裂隙網絡計算模型，如圖16所示，根據具體邊坡的實際情況，對每個網絡單元給定抗剪強度參數;

圖15 膨脹土邊坡的裂隙宏觀結構［7］Fig.15 Macrostructure of fractures in the expansive soil slope

圖16 南陽中Ⅲ區左岸邊坡概化裂隙網絡圖Fig.16 Generalized fracture network of the left slope in the middle zoneⅢat Nanyang test section

(4)采用折線滑動面條分法自動搜索“最危險滑動面”，計算邊坡穩定安全系數。

這種針對土塊和裂隙分別采用不同強度，在穩定分析中模擬裂隙的空間分布的穩定計算方法，類似于巖坡穩定性分析。為區別一般條分法，暫且稱之為“裂隙性土邊坡穩定類巖分析模式”。

對圖16 邊坡，土塊 c=22.2 kPa，φ=23.9°，裂隙面 c=9.0 kPa，φ=10.0°，對不同裂隙形態條件下的穩定性進行分析，其結果如圖17。

圖17左側給出的是裂隙形態(圖中實線)，右側為相應的最危險滑動面及滑體，FS為相應的邊坡穩定安全系數。從圖17可以看出:隨著裂隙長度增長，邊坡穩定安全系數減小;只要裂隙位置和方向“合適”，最危險滑動面將從裂隙面中產生;本文提出的計算方法完全能夠反映土中裂隙對邊坡穩定性的影響;當土中裂隙分布較多時，邊坡的穩定性主要受裂隙強度控制。

5 結論

本文以南水北調中線工程膨脹土渠道原型試驗為依托，采用地質勘察、現場試驗、室內試驗、大型靜力模型試驗、數值分析等多種研究手段，初步解決了膨脹土邊坡穩定性有關關鍵問題，在多方面取得進展:

圖17 裂隙形態對邊坡穩定的影響Fig.17 Slope stability related to fracture characters

(1)深入研究了膨脹土的地質結構、裂隙發育及分布規律。

(2)系統分析了膨脹土邊坡的破壞特征及破壞機理。膨脹土邊坡不僅存在重力作用下的整體穩定性，整體穩定性受裂隙面強度控制;而且在受水增濕條件下會產生淺層失穩，淺層失穩的主要影響因素為土的膨脹變形。由此完整地提出了膨脹土邊坡的破壞模式。

(3)研究了膨脹土的強度理論，揭示了膨脹土強度的非線性特性，提出了膨脹土強度應以土塊強度和裂隙面強度為控制指標，并首次將CT技術引入裂隙面的強度試驗，提出了裂隙面強度三軸試驗新方法。

(4)針對裂隙強度控制下的邊坡穩定性，提出了反映裂隙空間分布的穩定分析新方法;針對膨脹作用下的邊坡穩定分析，將土體膨脹性引入邊坡穩定分析，建立了考慮膨脹變形的邊坡穩定的有限元分析方法。

鑒于膨脹土邊坡穩定性復雜性，在此基礎上，有必要對膨脹土的膨脹變形機制、裂隙強度控制下的邊坡穩定處理措施、膨脹土渠坡的長期穩定性等問題作進一步研究。

致謝:參加該項工作還有程永輝、徐晗、胡波、丁金華、黃斌、劉鳴、劉軍等，特此表示感謝。

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