已有支擋工程滑坡的穩定性及治理效果評價
——以雅安市萬古滑坡為例

朱志明， 馬玉杰， 林國慶， 郭孟周， 王 毅， 馬 俊

(1.湖北省地質局 武漢水文地質工程地質大隊，湖北 武漢 430050； 2.武漢地質工程勘察院有限公司，湖北 武漢 430050)

隨著中國西部山區大型工程建設的推進，與冰水堆積物有關的地質災害問題逐漸突顯。許多學者針對冰水堆積物滑坡，采用精細調查、數值模擬、試驗等手段對其穩定性進行了深入研究[1-7]，但很少結合已有治理工程的變形破壞特征對反復治理和滑動的冰水堆積物滑坡進行研究。

極限平衡法是目前滑坡穩定性分析常采用的方法之一，該方法以Mohr-Coulomb強度理論為基礎，根據滑體中條塊的力學平衡原理(即靜力平衡原理)，分析滑坡在各種破壞模式下的受力狀態，進而得出滑坡抗滑力與下滑力之間的關系來評價滑坡的穩定性[8-12]。但該方法沒有考慮巖土體內部的應力應變關系，因而無法分析滑坡的發生、發展過程及失穩機理，更難以考慮治理工程與巖土體的相互作用關系。在滑坡已有支擋工程的情況下，由于滑坡抗滑力難以確定，因此不能直接采用極限平衡法進行穩定性評價，使得該方法的應用范圍具有一定的局限性。有限元數值分析在處理復雜幾何形狀及邊界條件、考慮巖土體變形對應力的影響、模擬邊坡失穩過程及位移和塑性區分布等方面具有強大優勢，采用強度折減法還可以有效地評價已有支擋工程滑坡的穩定性[13-16]。

本文選取開展過治理的萬古滑坡，基于其原有支擋工程的變形破壞特征，提出一種采用極限平衡法計算已有支擋工程滑坡的穩定性系數的方法，并結合ABAQUS有限元強度折減法對滑坡進行穩定性和治理效果評價，計算結果不但考慮了原有支擋工程的抗滑作用，還能夠找出變形較大和應力應變集中的部位，從而為滑坡治理、治理后滑坡的監測點布設等提供依據。

1 滑坡變形特征

萬古滑坡位于四川省雅安市名山區萬古鄉，屬于冰水堆積物滑坡，是由前緣道路開挖誘發形成的，經歷過3次滑動，并進行過3次治理(圖1)。歷次治理的主要支擋工程均為抗滑樁。

圖1 萬古滑坡發展歷程及治理工程示意圖Fig.1 Schematic map of development process and treatment project of Wangu landslide

1.1 地形地貌和巖性特征

滑坡位于萬古—建山公路北側斜坡，為受長期剝蝕作用形成的丘陵地貌，滑坡區域為林地和茶地。滑坡呈圈椅狀，前緣高程為787～796 m，后緣高程為815～822 m，高差約32 m；主滑方向為140°，長約70 m，前緣寬約100 m，后緣寬約60 m，滑坡面積約0.6×104m2；滑體平均厚度約6.0 m，滑體體積約3.6×104m3。

滑坡已發生多次滑動，滑體物質主要為滑坡堆積體，巖性為灰黃色軟塑—可塑粉質黏土夾卵石，卵石含量約5%，粒徑一般為5～10 cm，可見最大粒徑為20 cm；表層為厚0.5～1.0 m的耕植土。滑床巖性為第四系中更新統冰水冰磧沉積層的可塑—硬塑含卵石粉質黏土，由上至下分別呈黃褐色、紅褐色、青灰色，卵石含量約5%，粒徑一般為5～15 cm，可見最大粒徑為40 cm。滑體巖性與滑床巖性相近，但更為松散，力學性質相差甚遠。滑坡表層由于發生多次滑動，土體較為松散，且雅安地區雨季降雨密集，故長期處于飽和狀態。

1.2 滑坡發展歷程

(1) 第一次滑坡。雅安“4·20”地震發生后，滑坡于2013年8月暴雨后發生整體滑動破壞，在靠近山頂約10 m處形成最大錯落高度約4 m的后壁，坡體裂縫最大張開寬度約2 m，左右兩側剪切裂縫發育，滑坡變形跡象明顯。2014年7月完成該次滑坡治理，在滑坡前緣修建了A、B型抗滑樁。

(2) 第二次滑坡。在2016年7月連續強降雨影響下，滑坡坡體后部產生裂縫，裂縫在此后半個月內變形跡象加劇，逐漸拉裂貫穿；之后滑坡再次出現整體滑移破壞，變形區直達坡頂，滑坡后緣土體產生大量的拉張裂縫，前緣治理工程開裂傾倒但未完全破壞。2017年10月完成該次滑坡治理，在滑坡前緣A、B型抗滑樁中間處修建了C、D、E型抗滑樁，其中C、D型抗滑樁長14 m，E型抗滑樁長5 m，樁頂與路面齊平，并對原治理工程開裂部分進行了修補。

(3) 第三次滑坡。在2018年7月連續強降雨后，滑坡第三次啟動，滑坡將前緣2根B型抗滑樁(B14、B15)推斷，兩側樁板墻受擠壓發生變形，擋土板發生開裂。2019年12月完成該次滑坡治理，在斷裂的B型抗滑樁(B14、B15)中間處修建了F型抗滑樁，在其他B型抗滑樁中間處修建了H型抗滑樁，樁長均為14 m。

2 滑坡穩定性評價

2.1 評價模型建立與參數選取

選取萬古滑坡第三次滑坡強變形區的3-3′、4-4′剖面進行穩定性評價，其中3-3′剖面的2根B型抗滑樁(B14、B15)發生斷裂破壞，滑坡堆積物堆積至前緣道路；4-4′剖面的B型抗滑樁未完全破壞，但發生局部傾斜和開裂。選取的巖土體物理力學參數根據室內試驗、參數反演和地區經驗進行綜合取值，詳見表1。

表1 滑坡巖土體參數統計表Table 1 Statistical table of geotechnical parameters of the landslide

2.2 采用極限平衡法的穩定性評價

2.2.1考慮支擋工程變形破壞特征的穩定性計算方法

由于采用極限平衡法不能直接計算已有支擋工程滑坡的穩定性，因此本文提出一種間接考慮已有支擋工程滑坡的穩定性的計算方法：在計算時先不考慮原有支擋工程的抗滑作用，在對原有支擋工程變形破壞特征進行調查分析并反演后，推算該支擋工程的支擋抗力，將支擋抗力考慮到極限平衡法中，從而間接計算出已有支擋工程滑坡的穩定性系數。該方法計算原理如圖2所示，其中Fs為不考慮支擋工程的滑坡穩定性系數；Fsn為考慮支擋工程的滑坡穩定性系數；Fst為支擋工程的設計安全系數；R0為滑坡自身抗滑力；P0為不考慮支擋工程抗力R1且安全系數Fst=1.0的滑坡前緣剩余推力(P0=T0-R0，T0為滑坡自身下滑力)；P1為考慮支擋工程抗力R1且安全系數Fst=1.0的滑坡前緣剩余推力(P1=T0-R0-R1)；P2為考慮支擋工程抗力R1且安全系數Fst擴大后的滑坡前緣剩余推力(P2=T0×Fst-R0-R1)。

圖2 考慮支擋工程的滑坡穩定性計算原理圖Fig.2 Principle diagram of landslide stability calculationconsidering retaining engineering

一個已有支擋工程的滑坡，可以有以下幾種狀態：

(1) 滑坡處于穩定狀態(Fs>1.0)，此時滑坡自身下滑力T0等于抗滑力R0，滑坡本身有一定的安全儲備，滑坡前緣的剩余推力P0=T0-R0=0。若滑坡前緣有支擋工程，則支擋工程抗力R1=0。

(2) 滑坡處于臨界狀態(Fs=1.0)，此時滑坡自身下滑力T0等于抗滑力R0，滑坡本身無安全儲備，滑坡前緣的剩余推力P0=0。若滑坡前緣有支擋工程，則支擋工程抗力R1=0。

(3) 滑坡處于不穩定狀態(Fs<1.0)，但考慮支擋工程的滑坡穩定性系數Fsn>1.0，此時滑坡自身下滑力T0大于抗滑力R0，滑坡前緣開始產生剩余推力，P0>0，則支擋工程抗力R1=P0。在考慮支擋工程后，滑坡有一定的安全儲備。

(4) 隨著滑坡前緣的剩余推力P0逐漸增大，支擋工程抗力R1達到最大值，此時考慮支擋工程的滑坡處于臨界狀態(Fsn=1.0)，支擋工程抗力R1=P0。即使考慮支擋工程，整個滑坡仍無安全儲備。

(5) 隨著滑坡前緣的剩余推力P0進一步增大，支擋工程失效(Fsn<1.0)，此時支擋工程抗力R10。

由此可見，在第(4)種情況下，可以通過計算滑坡前緣的剩余推力P0得出支擋工程抗力R1；在第(4)、(5)種情況下，原有支擋工程均不滿足設計要求，需要進行加固或重建，加固設計時采用擴大滑坡下滑力后的剩余推力P2。需要說明的是，前文所列公式僅用于說明計算原理，實際計算時需按照相關規范要求，根據滑帶形態選擇相應的公式。

由于萬古滑坡右側前緣抗滑樁已經發生傾斜和開裂，因此判定若無抗滑樁進行支擋，則滑坡穩定性系數<1.0；而若有抗滑樁進行支擋，則滑坡接近于臨界狀態，其整體穩定性系數接近于1.0。此時采用不考慮抗滑樁的極限平衡法計算滑坡前緣的剩余推力，即可得到抗滑樁樁身抗力。

2.2.2采用極限平衡法的穩定性評價

采用極限平衡法計算不同工況下萬古滑坡的剩余推力和穩定性系數，其中天然工況采用天然狀態下的參數；暴雨工況采用飽和狀態下的參數；地震工況采用天然狀態下的參數，并根據地震加速度考慮水平和垂直地震力，計算結果見表2。由于萬古滑坡發生的誘發因素主要為降雨，因此表2中僅計算了暴雨工況下的抗滑樁樁身抗力。

表2 采用極限平衡法的滑坡穩定性參數統計表Table 2 Statistical table of landslide stability parameters by limit equilibrium method

由表2可以看出，不考慮抗滑樁的抗滑作用時，采用極限平衡法計算的穩定性系數均小于對應的安全系數。3-3′、4-4′剖面在暴雨工況下均不穩定，但4-4′剖面與其在實際情況下穩定性系數略>1.0的事實不相符，其主要原因是計算時未考慮該剖面已有抗滑樁的支擋作用。

由于3-3′剖面中抗滑樁樁身已經發生斷裂，因此即使考慮抗滑樁，滑坡穩定性系數仍<1.0，此時按照安全系數1.0計算得到的樁身抗力會偏大，因此樁身抗力應<227.98 kN/m。而4-4′剖面中抗滑樁樁身雖然發生了局部傾斜和開裂，但整體并未破壞，因此滑坡穩定性系數會略>1.0，此時按照安全系數1.0計算得到的樁身抗力會偏小，因此樁身抗力應>195.04 kN/m。通過上述計算可知，原有B型抗滑樁的樁身抗力介于195.04～227.98 kN/m，達不到原設計的282.02 kN/m，這也是萬古滑坡右側前緣在第三次滑坡時發生破壞的原因。

假定原有B型抗滑樁樁身最大抗力為200 kN/m，則采用極限平衡法計算剩余推力為200 kN/m時的安全系數即為考慮抗滑樁的滑坡穩定性系數；在設計安全系數下求得不考慮抗滑樁的剩余推力，然后減去抗滑樁樁身抗力，即得到已有抗滑樁條件下的剩余推力設計值(表2)。萬古滑坡右側前緣除B14、B15抗滑樁發生斷裂而完全失效外，其他抗滑樁仍有抗滑作用，因此設計時應考慮已有抗滑樁樁身抗力，否則會造成極大的浪費。3-3′剖面中滑坡剩余推力為195.37 kN/m，4-4′剖面中滑坡剩余推力為132.02 kN/m，設計抗滑樁時可取大值或分段設計。由于原有B14、B15抗滑樁發生了斷裂破壞，因此在原斷樁處設計抗滑樁時剩余推力取395.37 kN/m。

2.3 采用強度折減法的穩定性評價

采用ABAQUS有限元強度折減法對3-3′、4-4′剖面在天然和暴雨工況下的穩定性進行分析。3-3′剖面模型長101.9 m，最高點相對高程為53.9 m；4-4′剖面模型長95.8 m，最高點相對高程為50.0 m。抗滑樁的設計間距為5 m，考慮到抗滑樁自身及彼此間的對稱性，以單寬5 m、相鄰兩根抗滑樁中心線之間的三維幾何模型為研究對象。外部荷載主要考慮降雨引起滑體重度變化而增加的重力。內力作用主要由自重引起，不考慮構造應力場和滲流的影響。計算模型左右兩側約束x方向位移，模型底面約束x、y、z方向位移，模型前后約束z方向位移。本文將位移突變作為滑坡失穩的判斷依據(圖3)，計算結果見表3。

圖3 強度折減穩定性系數曲線Fig.3 Stability coefficient curve by strength reduction method

表3 采用強度折減法的滑坡穩定性參數統計表Table 3 Statistical table of landslide stability parameters by strength reduction method

表3中樁身壓力采用樁板墻懸臂段各節點反力求和得出。在強度折減過程中，當穩定性系數>1.0時，取折減系數為1.0時的樁身壓力，此時該值不代表極限平衡法計算的剩余推力，也不代表樁身抗力，而是代表安全系數為1.0且不考慮抗滑樁的剩余推力與土壓力之中的較大值；當穩定性系數<1.0時，由于抗剪強度過低時計算結果無法收斂，此時樁身壓力為不考慮抗滑樁且安全系數等于穩定性系數時的剩余推力，可以判定當安全系數設為1.0時，剩余推力大于樁身壓力。

由表3可知，原始地形條件下，3-3′剖面在天然工況時穩定性系數為1.079，處于基本穩定狀態；在暴雨工況時穩定性系數降為0.932并發生滑坡。相應的，該剖面抗滑樁樁身壓力由天然工況時的51.22 kN/m大幅增加為暴雨工況時的173.91 kN/m。滑坡后地形條件發生變化，3-3′剖面在天然工況時穩定性系數上升為1.180，處于穩定狀態；在暴雨工況時穩定性系數為1.023，處于欠穩定狀態。相應的，該剖面抗滑樁樁身壓力由天然工況時的53.15 kN/m大幅增加為暴雨工況時的100.34 kN/m。4-4′剖面具有同樣的數據變化趨勢。因此，萬古滑坡右側在天然工況時處于穩定或基本穩定狀態，在暴雨工況時穩定性下降至欠穩定或不穩定狀態，與穩定性宏觀分析結果相符，滑坡需要進行加固治理。

上述分析表明，采用強度折減法可以直接計算出帶有抗滑樁的滑坡的穩定性系數，其計算結果與極限平衡法計算結果相近，但有部分差異，主要原因是以位移突變作為判斷依據具有一定的主觀性。

3 滑坡治理措施及效果評價

3.1 治理措施

根據萬古滑坡的地質地形特征及破壞情況，采用“抗滑樁+擋土板+冠梁+排水”方式進行治理。

(1) 在滑坡前緣斷樁處(B14和B15中間)新建F型抗滑樁與擋土板，樁身尺寸為2.0 m×1.5 m，樁長為14 m。在兩側抗滑樁未破壞的擋土板后新建H型抗滑樁，樁身尺寸為1.5 m×1.2 m，樁長為14 m。其主要目的是增加滑坡的整體穩定性。

(2) 在已有樁板墻頂部加設冠梁，包括本次新建的擋土板。其主要目的是加強抗滑樁的整體性。

(3) 對滑坡前緣樁板墻后的反濾層進行全面改建，在板后2.1 m至臨時開挖面范圍采用碎石換填、黏土封面，并對原有泄水孔加設排水花管疏通排水。其主要目的是增加樁板墻的排水能力，防止雨水繼續在墻后匯集。

(4) 對滑坡后緣及表面的裂縫群進行黏土分層夯實封填。其主要目的是防止雨水通過裂縫直接滲入滑帶及下部巖土體，導致局部滑坡或深層滑坡。

3.2 治理效果評價

采用ABAQUS軟件對治理后的滑坡進行穩定性分析。3-3′剖面上原有B14、B15抗滑樁已斷裂破壞，新建F型和H型抗滑樁的樁間距為5 m；4-4′剖面上原有B型抗滑樁完好，與新建H型抗滑樁的樁間距為2.5 m，模型尺寸見表4。

3.2.1治理后的穩定性驗算

對滑坡治理后的穩定性進行驗算，結果如圖4和表5所示。驗算結果顯示，通過新建F、H型抗滑樁，

表4 滑坡治理后的穩定性評價模型尺寸表Table 4 Size table of stability evaluation model of the landslide after treatment

圖4 滑坡治理后的穩定性系數曲線Fig.4 Stability coefficient curve of the landslide after treatment

表5 滑坡治理后的穩定性系數統計表Table 5 Statistical table of stability coefficient of the landslide after treatment

兩剖面的穩定性均大幅提高，由欠穩定狀態轉變為穩定狀態，如暴雨工況下3-3′、4-4′剖面的穩定性系數分別由1.023、1.047提高到1.149、1.202，說明滑坡治理的效果十分明顯。

3.2.2治理后的應變與位移特征

采用數值模擬可以分析滑坡治理前后的應變與位移變化特征，進而評價滑坡的整體穩定性。3-3′、4-4′剖面在暴雨工況下的塑性應變(PEEQ)和水平位移(U，U1)變化情況如圖5-圖8所示。需要說明的是，強度折減后巖體抗剪強度因被人為降低而導致塑性應變和水平位移增大，其數值不代表正常滑坡的變形狀態，但可以用來分析滑坡的變形趨勢。

由圖5和圖6可以看出，3-3′、4-4′剖面的塑性應變變化趨勢相同。滑坡治理前，兩剖面上僅有B型抗滑樁，滑坡的滑帶發生貫通，前緣直抵樁身，滑坡最大塑性應變分別為0.054、0.025，樁前土體塑性應變分別達到0.020、0.009。滑坡治理后，兩剖面上增加了F、H型抗滑樁，塑性應變分布趨勢未發生較大變化，但滑坡最大塑性應變分別由0.054、0.025降為0.028、0.019，樁前土體塑性應變分別由0.020、0.009降為0.006、0.003，較治理前大幅降低。

通過強度折減(圖5-c)可知，兩剖面的土體抗剪強度進一步降低且計算不收斂，滑坡最大塑性應變分別達到6.135、1.334時，樁后土體塑性應變仍然較小，其頂部塑性應變分別為0.008、0.375，底部塑性應變分別接近于0、0.050，遠小于上部新生成的滑帶處的塑性應變。以上說明滑坡經過治理后，即使土體抗剪強度降低至不收斂，新建抗滑樁也能有效阻止滑坡從樁后發生。

圖5 3-3′剖面塑性應變變化云圖Fig.5 Cloud image of plastic strain variation in 3-3′ profile

由圖7和圖8可以看出，3-3′、4-4′剖面在滑坡治理前后的水平位移具有相似的變化趨勢。滑坡治理前，兩剖面上僅有B型抗滑樁，在暴雨工況下，3-3′剖面水平位移較大處主要集中于滑坡中前緣及抗滑樁頂部，滑體最大水平位移為0.045 m，樁頂水平位移為0.039 m，樁前土體由于樁身變形產生被動土壓力而起拱，水平位移達到0.015 m；4-4′剖面水平位移較大處主要集中于滑坡中部及抗滑樁頂部，滑體最大水平位移為0.021 m，樁頂水平位移為0.018 m，樁前土體起拱后水平位移達到0.007 m。滑坡治理后，3-3′剖面上增加了F、H型抗滑樁，在暴雨工況下，滑體最大水平位移從0.045 m降為0.025 m，樁頂水平位移從0.039 m降至0.012 m(F型抗滑樁樁頂)和0.014 m(H型抗滑樁樁頂)，樁前土體水平位移由0.015 m降至0.006 m，較治理前大幅降低；4-4′剖面上增加了H型抗滑樁，在暴雨工況下，滑體最大水平位移從0.021 m降為0.015 m，樁頂水平位移從0.018 m降至0.009 m(H型抗滑樁)和0.008 m(B型抗滑樁)，樁前土體水平位移由0.007 m降至0.004 m，也較治理前大幅降低。

圖6 4-4′剖面塑性應變變化云圖Fig.6 Cloud image of plastic strain variation in 4-4′ profile

通過圖7-c和圖8-c可知，如果土體抗剪強度進一步降低且計算不收斂，3-3′剖面的滑體最大水平位移達到4.831 m時，F、H型抗滑樁樁頂水平位移將分別達到0.124、0.161 m；4-4′剖面的滑體最大水平位移達到1.026 m時，H、B型抗滑樁頂水平位移將分別達到0.154、0.172 m，兩剖面的樁頂水平位移均遠小于坡體整體的水平位移。

因此，在滑坡治理工程實施后，滑帶及樁前土體的塑性應變大幅降低，滑體和樁頂水平位移也大幅減少；強度折減后滑帶位置發生變化，主要反映在樁后土體處，滑帶剪出口反翹至樁頂，說明治理工程起到明顯的抗滑作用。

圖7 3-3′剖面水平位移變化云圖Fig.7 Cloud image of horizontal displacement variation in 3-3′ profile

3.2.3監測結果

滑坡治理后開展了治理工程試運行監測，于抗滑樁樁頂布置了2處位移監測點(JC01，JC02)，監測時間為2020年3月20日—2021年3月20日，監測頻率為每月1次，雨季則加密監測，共獲得17次監測數據(圖9)。由圖9可以看出，在治理工程完工后6個月內，2處監測點的位移增長較大，原因主要有兩點：一是治理工程完工后，土體內部應力重新分布，樁后受到一定壓力而變形；二是雅安地區自2020年5月開始降雨，土體逐漸飽和，樁體壓力增大，也引起了一定變形。在治理工程完工后6個月后，2處監測點的位移逐漸趨于穩定；治理工程試運行1年后，2處監測點的位移分別為7.3、4.5 mm，位移均較小，表明萬古滑坡的治理效果良好。

4 結論

(1) 萬古滑坡在原始地形條件下處于不穩定和欠穩定狀態，經過滑動后整體穩定性有所增加，但仍處于欠穩定和基本穩定狀態。

圖8 4-4′剖面水平位移變化云圖Fig.8 Cloud image of horizontal displacement variation in 4-4′ profile

圖9 治理工程試運行監測曲線Fig.9 Monitoring curve of treatment project in the test run

(2) 根據萬古滑坡變形破壞特征，分段采用“抗滑樁+擋土板+冠梁+排水”的治理措施，取得良好的治理效果。

(3) 根據滑坡原有支擋工程的變形破壞特征，采用極限平衡法分析原有支擋工程的抗滑作用，可以計算出相對準確的支擋工程抗力，但是由于判斷滑坡變形特征具有一定的主觀性，且該方法只適用于支擋工程處于臨界狀態，因此該方法具有一定的局限性。采用ABAQUS有限元軟件進行強度折減分析，可以有效計算已有支擋工程滑坡的穩定性系數，其缺點在于判定滑坡穩定性系數具有不收斂、位移突變等多種依據，如何選取判據也存在一定的主觀性。采用極限平衡法與強度折減法相結合能夠互相彌補和驗證，為滑坡治理工程設計提供相對準確的參考，防止設計過于保守而造成浪費。

(4) 目前支擋工程不同的變形特征對應的穩定性系數并沒有統一標準，需要進一步深入研究以建立統一標準。