已有支挡工程滑坡的稳定性及治理效果评价——以雅安市万古滑坡为例

朱志明， 马玉杰， 林国庆， 郭孟周， 王 毅， 马 俊

(1.湖北省地质局 武汉水文地质工程地质大队，湖北 武汉 430050；

2.武汉地质工程勘察院有限公司，湖北 武汉 430050)

随着中国西部山区大型工程建设的推进，与冰水堆积物有关的地质灾害问题逐渐突显。许多学者针对冰水堆积物滑坡，采用精细调查、数值模拟、试验等手段对其稳定性进行了深入研究[1-7]，但很少结合已有治理工程的变形破坏特征对反复治理和滑动的冰水堆积物滑坡进行研究。

极限平衡法是目前滑坡稳定性分析常采用的方法之一，该方法以Mohr-Coulomb强度理论为基础，根据滑体中条块的力学平衡原理(即静力平衡原理)，分析滑坡在各种破坏模式下的受力状态，进而得出滑坡抗滑力与下滑力之间的关系来评价滑坡的稳定性[8-12]。但该方法没有考虑岩土体内部的应力应变关系，因而无法分析滑坡的发生、发展过程及失稳机理，更难以考虑治理工程与岩土体的相互作用关系。在滑坡已有支挡工程的情况下，由于滑坡抗滑力难以确定，因此不能直接采用极限平衡法进行稳定性评价，使得该方法的应用范围具有一定的局限性。有限元数值分析在处理复杂几何形状及边界条件、考虑岩土体变形对应力的影响、模拟边坡失稳过程及位移和塑性区分布等方面具有强大优势，采用强度折减法还可以有效地评价已有支挡工程滑坡的稳定性[13-16]。

本文选取开展过治理的万古滑坡，基于其原有支挡工程的变形破坏特征，提出一种采用极限平衡法计算已有支挡工程滑坡的稳定性系数的方法，并结合ABAQUS有限元强度折减法对滑坡进行稳定性和治理效果评价，计算结果不但考虑了原有支挡工程的抗滑作用，还能够找出变形较大和应力应变集中的部位，从而为滑坡治理、治理后滑坡的监测点布设等提供依据。

万古滑坡位于四川省雅安市名山区万古乡，属于冰水堆积物滑坡，是由前缘道路开挖诱发形成的，经历过3次滑动，并进行过3次治理(图1)。历次治理的主要支挡工程均为抗滑桩。

图1 万古滑坡发展历程及治理工程示意图Fig.1 Schematic map of development process and treatment project of Wangu landslide

1.1 地形地貌和岩性特征

滑坡位于万古—建山公路北侧斜坡，为受长期剥蚀作用形成的丘陵地貌，滑坡区域为林地和茶地。滑坡呈圈椅状，前缘高程为787～796 m，后缘高程为815～822 m，高差约32 m；
主滑方向为140°，长约70 m，前缘宽约100 m，后缘宽约60 m，滑坡面积约0.6×104m2；
滑体平均厚度约6.0 m，滑体体积约3.6×104m3。

滑坡已发生多次滑动，滑体物质主要为滑坡堆积体，岩性为灰黄色软塑—可塑粉质黏土夹卵石，卵石含量约5%，粒径一般为5～10 cm，可见最大粒径为20 cm；
表层为厚0.5～1.0 m的耕植土。滑床岩性为第四系中更新统冰水冰碛沉积层的可塑—硬塑含卵石粉质黏土，由上至下分别呈黄褐色、红褐色、青灰色，卵石含量约5%，粒径一般为5～15 cm，可见最大粒径为40 cm。滑体岩性与滑床岩性相近，但更为松散，力学性质相差甚远。滑坡表层由于发生多次滑动，土体较为松散，且雅安地区雨季降雨密集，故长期处于饱和状态。

1.2 滑坡发展历程

(1) 第一次滑坡。雅安“4·20”地震发生后，滑坡于2013年8月暴雨后发生整体滑动破坏，在靠近山顶约10 m处形成最大错落高度约4 m的后壁，坡体裂缝最大张开宽度约2 m，左右两侧剪切裂缝发育，滑坡变形迹象明显。2014年7月完成该次滑坡治理，在滑坡前缘修建了A、B型抗滑桩。

(2) 第二次滑坡。在2016年7月连续强降雨影响下，滑坡坡体后部产生裂缝，裂缝在此后半个月内变形迹象加剧，逐渐拉裂贯穿；
之后滑坡再次出现整体滑移破坏，变形区直达坡顶，滑坡后缘土体产生大量的拉张裂缝，前缘治理工程开裂倾倒但未完全破坏。2017年10月完成该次滑坡治理，在滑坡前缘A、B型抗滑桩中间处修建了C、D、E型抗滑桩，其中C、D型抗滑桩长14 m，E型抗滑桩长5 m，桩顶与路面齐平，并对原治理工程开裂部分进行了修补。

(3) 第三次滑坡。在2018年7月连续强降雨后，滑坡第三次启动，滑坡将前缘2根B型抗滑桩(B14、B15)推断，两侧桩板墙受挤压发生变形，挡土板发生开裂。2019年12月完成该次滑坡治理，在断裂的B型抗滑桩(B14、B15)中间处修建了F型抗滑桩，在其他B型抗滑桩中间处修建了H型抗滑桩，桩长均为14 m。

2.1 评价模型建立与参数选取

选取万古滑坡第三次滑坡强变形区的3-3′、4-4′剖面进行稳定性评价，其中3-3′剖面的2根B型抗滑桩(B14、B15)发生断裂破坏，滑坡堆积物堆积至前缘道路；
4-4′剖面的B型抗滑桩未完全破坏，但发生局部倾斜和开裂。选取的岩土体物理力学参数根据室内试验、参数反演和地区经验进行综合取值，详见表1。

表1 滑坡岩土体参数统计表Table 1 Statistical table of geotechnical parameters of the landslide

2.2 采用极限平衡法的稳定性评价

2.2.1考虑支挡工程变形破坏特征的稳定性计算方法

由于采用极限平衡法不能直接计算已有支挡工程滑坡的稳定性，因此本文提出一种间接考虑已有支挡工程滑坡的稳定性的计算方法：在计算时先不考虑原有支挡工程的抗滑作用，在对原有支挡工程变形破坏特征进行调查分析并反演后，推算该支挡工程的支挡抗力，将支挡抗力考虑到极限平衡法中，从而间接计算出已有支挡工程滑坡的稳定性系数。该方法计算原理如图2所示，其中Fs为不考虑支挡工程的滑坡稳定性系数；
Fsn为考虑支挡工程的滑坡稳定性系数；
Fst为支挡工程的设计安全系数；
R0为滑坡自身抗滑力；
P0为不考虑支挡工程抗力R1且安全系数Fst=1.0的滑坡前缘剩余推力(P0=T0-R0，T0为滑坡自身下滑力)；
P1为考虑支挡工程抗力R1且安全系数Fst=1.0的滑坡前缘剩余推力(P1=T0-R0-R1)；
P2为考虑支挡工程抗力R1且安全系数Fst扩大后的滑坡前缘剩余推力(P2=T0×Fst-R0-R1)。

图2 考虑支挡工程的滑坡稳定性计算原理图Fig.2 Principle diagram of landslide stability calculationconsidering retaining engineering

一个已有支挡工程的滑坡，可以有以下几种状态：

(1) 滑坡处于稳定状态(Fs>1.0)，此时滑坡自身下滑力T0等于抗滑力R0，滑坡本身有一定的安全储备，滑坡前缘的剩余推力P0=T0-R0=0。若滑坡前缘有支挡工程，则支挡工程抗力R1=0。

(2) 滑坡处于临界状态(Fs=1.0)，此时滑坡自身下滑力T0等于抗滑力R0，滑坡本身无安全储备，滑坡前缘的剩余推力P0=0。若滑坡前缘有支挡工程，则支挡工程抗力R1=0。

(3) 滑坡处于不稳定状态(Fs<1.0)，但考虑支挡工程的滑坡稳定性系数Fsn>1.0，此时滑坡自身下滑力T0大于抗滑力R0，滑坡前缘开始产生剩余推力，P0>0，则支挡工程抗力R1=P0。在考虑支挡工程后，滑坡有一定的安全储备。

(4) 随着滑坡前缘的剩余推力P0逐渐增大，支挡工程抗力R1达到最大值，此时考虑支挡工程的滑坡处于临界状态(Fsn=1.0)，支挡工程抗力R1=P0。即使考虑支挡工程，整个滑坡仍无安全储备。

(5) 随着滑坡前缘的剩余推力P0进一步增大，支挡工程失效(Fsn<1.0)，此时支挡工程抗力R10。

由此可见，在第(4)种情况下，可以通过计算滑坡前缘的剩余推力P0得出支挡工程抗力R1；
在第(4)、(5)种情况下，原有支挡工程均不满足设计要求，需要进行加固或重建，加固设计时采用扩大滑坡下滑力后的剩余推力P2。需要说明的是，前文所列公式仅用于说明计算原理，实际计算时需按照相关规范要求，根据滑带形态选择相应的公式。

由于万古滑坡右侧前缘抗滑桩已经发生倾斜和开裂，因此判定若无抗滑桩进行支挡，则滑坡稳定性系数<1.0；
而若有抗滑桩进行支挡，则滑坡接近于临界状态，其整体稳定性系数接近于1.0。此时采用不考虑抗滑桩的极限平衡法计算滑坡前缘的剩余推力，即可得到抗滑桩桩身抗力。

2.2.2采用极限平衡法的稳定性评价

采用极限平衡法计算不同工况下万古滑坡的剩余推力和稳定性系数，其中天然工况采用天然状态下的参数；
暴雨工况采用饱和状态下的参数；
地震工况采用天然状态下的参数，并根据地震加速度考虑水平和垂直地震力，计算结果见表2。由于万古滑坡发生的诱发因素主要为降雨，因此表2中仅计算了暴雨工况下的抗滑桩桩身抗力。

表2 采用极限平衡法的滑坡稳定性参数统计表Table 2 Statistical table of landslide stability parameters by limit equilibrium method

由表2可以看出，不考虑抗滑桩的抗滑作用时，采用极限平衡法计算的稳定性系数均小于对应的安全系数。3-3′、4-4′剖面在暴雨工况下均不稳定，但4-4′剖面与其在实际情况下稳定性系数略>1.0的事实不相符，其主要原因是计算时未考虑该剖面已有抗滑桩的支挡作用。

由于3-3′剖面中抗滑桩桩身已经发生断裂，因此即使考虑抗滑桩，滑坡稳定性系数仍<1.0，此时按照安全系数1.0计算得到的桩身抗力会偏大，因此桩身抗力应<227.98 kN/m。而4-4′剖面中抗滑桩桩身虽然发生了局部倾斜和开裂，但整体并未破坏，因此滑坡稳定性系数会略>1.0，此时按照安全系数1.0计算得到的桩身抗力会偏小，因此桩身抗力应>195.04 kN/m。通过上述计算可知，原有B型抗滑桩的桩身抗力介于195.04～227.98 kN/m，达不到原设计的282.02 kN/m，这也是万古滑坡右侧前缘在第三次滑坡时发生破坏的原因。

假定原有B型抗滑桩桩身最大抗力为200 kN/m，则采用极限平衡法计算剩余推力为200 kN/m时的安全系数即为考虑抗滑桩的滑坡稳定性系数；
在设计安全系数下求得不考虑抗滑桩的剩余推力，然后减去抗滑桩桩身抗力，即得到已有抗滑桩条件下的剩余推力设计值(表2)。万古滑坡右侧前缘除B14、B15抗滑桩发生断裂而完全失效外，其他抗滑桩仍有抗滑作用，因此设计时应考虑已有抗滑桩桩身抗力，否则会造成极大的浪费。3-3′剖面中滑坡剩余推力为195.37 kN/m，4-4′剖面中滑坡剩余推力为132.02 kN/m，设计抗滑桩时可取大值或分段设计。由于原有B14、B15抗滑桩发生了断裂破坏，因此在原断桩处设计抗滑桩时剩余推力取395.37 kN/m。

2.3 采用强度折减法的稳定性评价

采用ABAQUS有限元强度折减法对3-3′、4-4′剖面在天然和暴雨工况下的稳定性进行分析。3-3′剖面模型长101.9 m，最高点相对高程为53.9 m；
4-4′剖面模型长95.8 m，最高点相对高程为50.0 m。抗滑桩的设计间距为5 m，考虑到抗滑桩自身及彼此间的对称性，以单宽5 m、相邻两根抗滑桩中心线之间的三维几何模型为研究对象。外部荷载主要考虑降雨引起滑体重度变化而增加的重力。内力作用主要由自重引起，不考虑构造应力场和渗流的影响。计算模型左右两侧约束x方向位移，模型底面约束x、y、z方向位移，模型前后约束z方向位移。本文将位移突变作为滑坡失稳的判断依据(图3)，计算结果见表3。

图3 强度折减稳定性系数曲线Fig.3 Stability coefficient curve by strength reduction method

表3 采用强度折减法的滑坡稳定性参数统计表Table 3 Statistical table of landslide stability parameters by strength reduction method

表3中桩身压力采用桩板墙悬臂段各节点反力求和得出。在强度折减过程中，当稳定性系数>1.0时，取折减系数为1.0时的桩身压力，此时该值不代表极限平衡法计算的剩余推力，也不代表桩身抗力，而是代表安全系数为1.0且不考虑抗滑桩的剩余推力与土压力之中的较大值；
当稳定性系数<1.0时，由于抗剪强度过低时计算结果无法收敛，此时桩身压力为不考虑抗滑桩且安全系数等于稳定性系数时的剩余推力，可以判定当安全系数设为1.0时，剩余推力大于桩身压力。

由表3可知，原始地形条件下，3-3′剖面在天然工况时稳定性系数为1.079，处于基本稳定状态；
在暴雨工况时稳定性系数降为0.932并发生滑坡。相应的，该剖面抗滑桩桩身压力由天然工况时的51.22 kN/m大幅增加为暴雨工况时的173.91 kN/m。滑坡后地形条件发生变化，3-3′剖面在天然工况时稳定性系数上升为1.180，处于稳定状态；
在暴雨工况时稳定性系数为1.023，处于欠稳定状态。相应的，该剖面抗滑桩桩身压力由天然工况时的53.15 kN/m大幅增加为暴雨工况时的100.34 kN/m。4-4′剖面具有同样的数据变化趋势。因此，万古滑坡右侧在天然工况时处于稳定或基本稳定状态，在暴雨工况时稳定性下降至欠稳定或不稳定状态，与稳定性宏观分析结果相符，滑坡需要进行加固治理。

上述分析表明，采用强度折减法可以直接计算出带有抗滑桩的滑坡的稳定性系数，其计算结果与极限平衡法计算结果相近，但有部分差异，主要原因是以位移突变作为判断依据具有一定的主观性。

3.1 治理措施

根据万古滑坡的地质地形特征及破坏情况，采用“抗滑桩+挡土板+冠梁+排水”方式进行治理。

(1) 在滑坡前缘断桩处(B14和B15中间)新建F型抗滑桩与挡土板，桩身尺寸为2.0 m×1.5 m，桩长为14 m。在两侧抗滑桩未破坏的挡土板后新建H型抗滑桩，桩身尺寸为1.5 m×1.2 m，桩长为14 m。其主要目的是增加滑坡的整体稳定性。

(2) 在已有桩板墙顶部加设冠梁，包括本次新建的挡土板。其主要目的是加强抗滑桩的整体性。

(3) 对滑坡前缘桩板墙后的反滤层进行全面改建，在板后2.1 m至临时开挖面范围采用碎石换填、黏土封面，并对原有泄水孔加设排水花管疏通排水。其主要目的是增加桩板墙的排水能力，防止雨水继续在墙后汇集。

(4) 对滑坡后缘及表面的裂缝群进行黏土分层夯实封填。其主要目的是防止雨水通过裂缝直接渗入滑带及下部岩土体，导致局部滑坡或深层滑坡。

3.2 治理效果评价

采用ABAQUS软件对治理后的滑坡进行稳定性分析。3-3′剖面上原有B14、B15抗滑桩已断裂破坏，新建F型和H型抗滑桩的桩间距为5 m；
4-4′剖面上原有B型抗滑桩完好，与新建H型抗滑桩的桩间距为2.5 m，模型尺寸见表4。

3.2.1治理后的稳定性验算

对滑坡治理后的稳定性进行验算，结果如图4和表5所示。验算结果显示，通过新建F、H型抗滑桩，

表4 滑坡治理后的稳定性评价模型尺寸表Table 4 Size table of stability evaluation model of the landslide after treatment

图4 滑坡治理后的稳定性系数曲线Fig.4 Stability coefficient curve of the landslide after treatment

表5 滑坡治理后的稳定性系数统计表Table 5 Statistical table of stability coefficient of the landslide after treatment

两剖面的稳定性均大幅提高，由欠稳定状态转变为稳定状态，如暴雨工况下3-3′、4-4′剖面的稳定性系数分别由1.023、1.047提高到1.149、1.202，说明滑坡治理的效果十分明显。

3.2.2治理后的应变与位移特征

采用数值模拟可以分析滑坡治理前后的应变与位移变化特征，进而评价滑坡的整体稳定性。3-3′、4-4′剖面在暴雨工况下的塑性应变(PEEQ)和水平位移(U，U1)变化情况如图5-图8所示。需要说明的是，强度折减后岩体抗剪强度因被人为降低而导致塑性应变和水平位移增大，其数值不代表正常滑坡的变形状态，但可以用来分析滑坡的变形趋势。

由图5和图6可以看出，3-3′、4-4′剖面的塑性应变变化趋势相同。滑坡治理前，两剖面上仅有B型抗滑桩，滑坡的滑带发生贯通，前缘直抵桩身，滑坡最大塑性应变分别为0.054、0.025，桩前土体塑性应变分别达到0.020、0.009。滑坡治理后，两剖面上增加了F、H型抗滑桩，塑性应变分布趋势未发生较大变化，但滑坡最大塑性应变分别由0.054、0.025降为0.028、0.019，桩前土体塑性应变分别由0.020、0.009降为0.006、0.003，较治理前大幅降低。

通过强度折减(图5-c)可知，两剖面的土体抗剪强度进一步降低且计算不收敛，滑坡最大塑性应变分别达到6.135、1.334时，桩后土体塑性应变仍然较小，其顶部塑性应变分别为0.008、0.375，底部塑性应变分别接近于0、0.050，远小于上部新生成的滑带处的塑性应变。以上说明滑坡经过治理后，即使土体抗剪强度降低至不收敛，新建抗滑桩也能有效阻止滑坡从桩后发生。

图5 3-3′剖面塑性应变变化云图Fig.5 Cloud image of plastic strain variation in 3-3′ profile

由图7和图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变化趋势。滑坡治理前，两剖面上仅有B型抗滑桩，在暴雨工况下，3-3′剖面水平位移较大处主要集中于滑坡中前缘及抗滑桩顶部，滑体最大水平位移为0.045 m，桩顶水平位移为0.039 m，桩前土体由于桩身变形产生被动土压力而起拱，水平位移达到0.015 m；
4-4′剖面水平位移较大处主要集中于滑坡中部及抗滑桩顶部，滑体最大水平位移为0.021 m，桩顶水平位移为0.018 m，桩前土体起拱后水平位移达到0.007 m。滑坡治理后，3-3′剖面上增加了F、H型抗滑桩，在暴雨工况下，滑体最大水平位移从0.045 m降为0.025 m，桩顶水平位移从0.039 m降至0.012 m(F型抗滑桩桩顶)和0.014 m(H型抗滑桩桩顶)，桩前土体水平位移由0.015 m降至0.006 m，较治理前大幅降低；
4-4′剖面上增加了H型抗滑桩，在暴雨工况下，滑体最大水平位移从0.021 m降为0.015 m，桩顶水平位移从0.018 m降至0.009 m(H型抗滑桩)和0.008 m(B型抗滑桩)，桩前土体水平位移由0.007 m降至0.004 m，也较治理前大幅降低。

图6 4-4′剖面塑性应变变化云图Fig.6 Cloud image of plastic strain variation in 4-4′ profile

通过图7-c和图8-c可知，如果土体抗剪强度进一步降低且计算不收敛，3-3′剖面的滑体最大水平位移达到4.831 m时，F、H型抗滑桩桩顶水平位移将分别达到0.124、0.161 m；
4-4′剖面的滑体最大水平位移达到1.026 m时，H、B型抗滑桩顶水平位移将分别达到0.154、0.172 m，两剖面的桩顶水平位移均远小于坡体整体的水平位移。

因此，在滑坡治理工程实施后，滑带及桩前土体的塑性应变大幅降低，滑体和桩顶水平位移也大幅减少；
强度折减后滑带位置发生变化，主要反映在桩后土体处，滑带剪出口反翘至桩顶，说明治理工程起到明显的抗滑作用。

图7 3-3′剖面水平位移变化云图Fig.7 Cloud image of horizontal displacement variation in 3-3′ profile

3.2.3监测结果

滑坡治理后开展了治理工程试运行监测，于抗滑桩桩顶布置了2处位移监测点(JC01，JC02)，监测时间为2020年3月20日—2021年3月20日，监测频率为每月1次，雨季则加密监测，共获得17次监测数据(图9)。由图9可以看出，在治理工程完工后6个月内，2处监测点的位移增长较大，原因主要有两点：一是治理工程完工后，土体内部应力重新分布，桩后受到一定压力而变形；
二是雅安地区自2020年5月开始降雨，土体逐渐饱和，桩体压力增大，也引起了一定变形。在治理工程完工后6个月后，2处监测点的位移逐渐趋于稳定；
治理工程试运行1年后，2处监测点的位移分别为7.3、4.5 mm，位移均较小，表明万古滑坡的治理效果良好。

(1) 万古滑坡在原始地形条件下处于不稳定和欠稳定状态，经过滑动后整体稳定性有所增加，但仍处于欠稳定和基本稳定状态。

图8 4-4′剖面水平位移变化云图Fig.8 Cloud image of horizontal displacement variation in 4-4′ profile

图9 治理工程试运行监测曲线Fig.9 Monitoring curve of treatment project in the test run

(2) 根据万古滑坡变形破坏特征，分段采用“抗滑桩+挡土板+冠梁+排水”的治理措施，取得良好的治理效果。

(3) 根据滑坡原有支挡工程的变形破坏特征，采用极限平衡法分析原有支挡工程的抗滑作用，可以计算出相对准确的支挡工程抗力，但是由于判断滑坡变形特征具有一定的主观性，且该方法只适用于支挡工程处于临界状态，因此该方法具有一定的局限性。采用ABAQUS有限元软件进行强度折减分析，可以有效计算已有支挡工程滑坡的稳定性系数，其缺点在于判定滑坡稳定性系数具有不收敛、位移突变等多种依据，如何选取判据也存在一定的主观性。采用极限平衡法与强度折减法相结合能够互相弥补和验证，为滑坡治理工程设计提供相对准确的参考，防止设计过于保守而造成浪费。

(4) 目前支挡工程不同的变形特征对应的稳定性系数并没有统一标准，需要进一步深入研究以建立统一标准。

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