受到长时间降雨与地质条件的影响，2014年4月郧十高速K59+160～K59+ 352段右侧边坡发生开裂、鼓出变形，出现坡顶土体坍塌、山脚裂缝等现象。经过现场调查、设站监测、专家咨询与室内计算，研究分析了该变形体发生机理与治理方案。
8.4.1 工程地质概况与现场勘察情况
郧十高速K59+160～K59+352段在地貌上属构造－剥蚀低山区，路线沿坡面展布，自然坡角22°～30°，局部较缓，植被较发育，地表分布第四系残坡积粉质黏土，基岩为武当群片岩，全景见图8－19。勘探结果表明坡顶覆盖残坡积粉质黏土层大于7m。边坡开挖揭露表明，覆盖层下为强风化片岩，较破碎，且节理很发育、裂隙很杂乱，岩石成碎块状，裂隙内部为黏土填充，边坡存在两组节理裂隙面，产状分别为253°∠80°和325°∠33°，片理产状15°∠54°，边坡坡面产状为87°∠45°。
图8－1910标K59+160～K59+352段右侧路堑全景(2014年4月24日)
边坡开挖完成后，受降雨影响边坡坡面及坡顶缓坡出现了明显的开裂与变形。坡面鼓出，坡面左右侧分别出现两条斜向裂缝，坡顶缓坡与山体交接处出现断续细长裂缝，判断为此次滑坡后缘，见图8－19;第2级平台岩体与坡顶土体出现明显开裂，由于坡体存在陡倾反向裂隙面，滑坡启动后，滑体及裂缝形成“点头哈腰”现象，呈现出倾倒变形特征，见图8－20。
图8－202级平台与坡顶裂缝(呈现倾倒特征)
8.4.2 边坡设站监测
为弄清K59+160～K59+352段路堑右侧边坡的变形破坏特征与变形发展规律、预报其安全稳定性、为设计部门制定边/滑坡的加固治理措施提供科学依据，边坡监控单位与施工单位一同，对K59+160～K59+352段路堑右侧边坡开展了外观监测工作。
8.4.2.1 监测方案设计
K59+160～K59+360右侧边坡采用地表变形监测。在滑坡体顶部、坡脚及路基中间布设监测点，共设19个位移观测点，编号1#～19#。K59+160～K59+ 360右侧边坡外观监测点布置如图8－21所示，外观测点坐标见表8.7。
表8.7K59+160～K59+360右侧边坡外观测点坐标表
8.4.2.2 外观变形监测成果分析
外观变形测点进行三个方向的边坡表面变形观测:
(1)正北方向，即X方向，向南为“－”、向北为“+”。
(2)正东方向，即Y方向，向西为“－”、向东为“+”。
(3)垂直方向沉降变形，即H方向，下沉为“－”、上抬为“+”。
外部变形测点监测频率一般为2天测一次，K59+160～K59+360右侧边坡布置了19个外部变形观测点，观测点各方向的累积变形结果见表8.8，合位移与位移矢量角统计结果如表8.9，地表变形矢量图见图8－22。
表8.8K59+160～K59+360右侧边坡外观测点监测成果一览表
从监测结果可以看出，监测点主要位于3个区域，1#～4#测点位于路基中线，5#～9#和19#测点位于右侧边坡坡脚，11#～18#测点位于坡顶，三个区域测点分别表现出不同的变形特征。2014年5月18日以来，位于路基中线上的1#～4#测点地表变形监测结果显示:数据跳动幅度较大，没有规律，一段时间内未发现有明显变形，表明路基处于稳定状态。5#～9#和19#测点位于边坡坡脚，监测结果显示测点水平变形速率约为2～3mm/d，高程变形速率约为1～2mm/ d，位移矢量倾伏角约10°～30°，均为正值，方向朝上;经监测数据分析和现场实地查勘，坡脚点变形原因为边坡下挫对点位产生挤推，致使坡脚处测点发生较大水平位移变形，挤推致使测点抬高。位于边坡二级平台小里程的10#测点，处于下挫体外，该点未发生变形。位于坡顶11#～18#测点地表累积变形较大，变形速率约2～4mm/d。变形方位角为70°～100°，与边坡坡走向基本一致，位移矢量倾伏角约－10°～－30°，均为负值，方向朝下。
表8.9K59+160～K59+360右侧边坡外观测点变形统计
8.4.2.3 小结
分析监测结果表明:
(1)此次斜坡破坏前缘位于边坡坡脚附近。坡脚测点位移矢量倾伏角约10～30°，均为正值，方向朝上，表明坡脚地面鼓起、形成斜坡破坏前缘。
(2)K59+260～K59+290段斜坡变形较大。5#、6#测点变形最大，累积合位移分别为53.2mm和37.8mm。
(3)2014年5月26日后随着天气放晴边坡变形速率明显放缓，但仍未停止。
(4)路基中间测点未出现下滑变形。
(5)从监测信息来看，该边坡以滑动破坏为主，局部存在倾倒变形特征。
8.4.3 稳定性计算与分析
8.4.3.1 土层稳定性分析
按照两种破坏模式对土层稳定性进行计算，破坏模式1:假设滑动面沿强风化层面滑动;破坏模式2:覆盖层土坡发生圆弧破坏。
1)计算参数
采用地勘报告内推荐的岩土体强度参数。计算参数见表8.10，其中滑带为假设的土石交界面的软弱带。
表8.10边坡稳定性计算参数
2)计算模型
以K59+260作为计算剖面，并按两种破坏模式对该边坡进行稳定性计算，计算模型如图8－23所示。
3)计算结果
采用上述计算模型和参数，结合极限平衡方法分别在最不利工况(暴雨工况)下计算该边坡的安全系数，计算结果见表8.11。
图8－23K59+260断面稳定性计算模型
表8.1110标K59+260断面稳定性计算结果
计算结果表明:
由于坡顶斜坡较缓，在不利的暴雨工况下，覆盖土层在两种不同破坏模式下的稳定性安全系数分别为1.486和1.386，均大于规范要求的1.15，表明坡顶覆盖土层稳定性较好，而在土层内出现裂缝是由于下伏强风化岩土体失稳牵引所致。
8.4.3.2 强风化岩层边坡稳定性分析
依据现有勘察资料，该边坡无明显顺层滑动，裂隙节理切割未形成不稳楔形体;推测坡体内存在软弱结构面(或滑动面)，可能的破坏模式为滑动－倾倒复合破坏。
按照地勘单位提供的资料与滑动面进行强风化岩层边坡稳定性计算。
1)计算参数
采用提供的岩土体强度参数，暴雨工况下对滑面参数进行折减。计算参数见表8.12。
表8.12边坡稳定性计算参数
2)计算模型
以K59+270作为计算剖面，并按两种工况对该边坡进行稳定性计算，计算模型如图8－24所示。
图8－24K59+270断面稳定性计算模型
3)计算结果
采用上述计算模型和参数，结合极限平衡方法分别在最不利工况(暴雨工况)和天然工况下计算该边坡的安全系数，计算结果见表8.13。
表8.1310标K59+270断面稳定性计算结果
8.4.3.3 治理方案与边坡稳定性复核
基于模型的分析结果与类似工程治理方案，建议治理方案如下:
(1)坡顶清方卸载，放缓边坡。
(2)坡脚设置4m高挡墙。
(3)加强清方后坡面截排水设计。
对设计单位提出的清方方案开展清方后强风化岩层边坡稳定性复核。
1)计算参数
采用提供的岩土体强度参数，暴雨工况下对滑面参数进行折减。计算参数见表8.14。
表8.14边坡稳定性计算参数
2)计算模型
以K59+270作为计算剖面，并按两种工况对清方后该边坡进行稳定性计算，计算模型如图8－25所示。
图8－25K59+270断面稳定性计算模型
3)计算结果
采用上述计算模型和参数，结合极限平衡方法分别在最不利工况(暴雨工况)和天然工况下计算该边坡的安全系数，计算结果见表8.15。
表8.1510标K59+270断面稳定性计算结果
计算结果表明，进行清方处理后边坡稳定性有较大提高。另外，为防止滑动面位置偏差带来的边坡安全风险可在坡脚加设片石混凝土挡墙。
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