朱志明， 馬玉杰， 林國慶， 郭孟周， 王 毅， 馬 俊

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

隨著中國西部山區(qū)大型工程建設(shè)的推進(jìn)，與冰水堆積物有關(guān)的地質(zhì)災(zāi)害問題逐漸突顯。許多學(xué)者針對冰水堆積物滑坡，采用精細(xì)調(diào)查、數(shù)值模擬、試驗(yàn)等手段對其穩(wěn)定性進(jìn)行了深入研究[1-7]，但很少結(jié)合已有治理工程的變形破壞特征對反復(fù)治理和滑動的冰水堆積物滑坡進(jìn)行研究。

極限平衡法是目前滑坡穩(wěn)定性分析常采用的方法之一，該方法以Mohr-Coulomb強(qiáng)度理論為基礎(chǔ)，根據(jù)滑體中條塊的力學(xué)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(tài)，進(jìn)而得出滑坡抗滑力與下滑力之間的關(guān)系來評價滑坡的穩(wěn)定性[8-12]。但該方法沒有考慮巖土體內(nèi)部的應(yīng)力應(yīng)變關(guān)系，因而無法分析滑坡的發(fā)生、發(fā)展過程及失穩(wěn)機(jī)理，更難以考慮治理工程與巖土體的相互作用關(guān)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(jìn)行穩(wěn)定性評價，使得該方法的應(yīng)用范圍具有一定的局限性。有限元數(shù)值分析在處理復(fù)雜幾何形狀及邊界條件、考慮巖土體變形對應(yīng)力的影響、模擬邊坡失穩(wěn)過程及位移和塑性區(qū)分布等方面具有強(qiáng)大優(yōu)勢，采用強(qiáng)度折減法還可以有效地評價已有支擋工程滑坡的穩(wěn)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(jì)算已有支擋工程滑坡的穩(wěn)定性系數(shù)的方法，并結(jié)合ABAQUS有限元強(qiáng)度折減法對滑坡進(jìn)行穩(wěn)定性和治理效果評價，計(jì)算結(jié)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(yīng)力應(yīng)變集中的部位，從而為滑坡治理、治理后滑坡的監(jiān)測點(diǎn)布設(shè)等提供依據(jù)。

1 滑坡變形特征

萬古滑坡位于四川省雅安市名山區(qū)萬古鄉(xiāng)，屬于冰水堆積物滑坡，是由前緣道路開挖誘發(fā)形成的，經(jīng)歷過3次滑動，并進(jìn)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(fā)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(cè)斜坡，為受長期剝蝕作用形成的丘陵地貌，滑坡區(qū)域?yàn)榱值睾筒璧??；鲁嗜σ螤?，前緣高程?87～796 m，后緣高程為815～822 m，高差約32 m；主滑方向?yàn)?40°，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(fā)生多次滑動，滑體物質(zhì)主要為滑坡堆積體，巖性為灰黃色軟塑—可塑粉質(zhì)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?；矌r性為第四系中更新統(tǒng)冰水冰磧沉積層的可塑—硬塑含卵石粉質(zhì)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(xué)性質(zhì)相差甚遠(yuǎn)?；卤韺佑捎诎l(fā)生多次滑動，土體較為松散，且雅安地區(qū)雨季降雨密集，故長期處于飽和狀態(tài)。

1.2 滑坡發(fā)展歷程

(1) 第一次滑坡。雅安“4·20”地震發(fā)生后，滑坡于2013年8月暴雨后發(fā)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(cè)剪切裂縫發(fā)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(xù)強(qiáng)降雨影響下，滑坡坡體后部產(chǎn)生裂縫，裂縫在此后半個月內(nèi)變形跡象加劇，逐漸拉裂貫穿；之后滑坡再次出現(xiàn)整體滑移破壞，變形區(qū)直達(dá)坡頂，滑坡后緣土體產(chǎn)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(jìn)行了修補(bǔ)。

(3) 第三次滑坡。在2018年7月連續(xù)強(qiáng)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(cè)樁板墻受擠壓發(fā)生變形，擋土板發(fā)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(wěn)定性評價

2.1 評價模型建立與參數(shù)選取

選取萬古滑坡第三次滑坡強(qiáng)變形區(qū)的3-3′、4-4′剖面進(jìn)行穩(wěn)定性評價，其中3-3′剖面的2根B型抗滑樁(B14、B15)發(fā)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(fā)生局部傾斜和開裂。選取的巖土體物理力學(xué)參數(shù)根據(jù)室內(nèi)試驗(yàn)、參數(shù)反演和地區(qū)經(jīng)驗(yàn)進(jìn)行綜合取值，詳見表1。

表1 滑坡巖土體參數(shù)統(tǒng)計(jì)表Table 1 Statistical table of geotechnical parameters of the landslide

2.2 采用極限平衡法的穩(wěn)定性評價

2.2.1考慮支擋工程變形破壞特征的穩(wěn)定性計(jì)算方法

由于采用極限平衡法不能直接計(jì)算已有支擋工程滑坡的穩(wěn)定性，因此本文提出一種間接考慮已有支擋工程滑坡的穩(wěn)定性的計(jì)算方法：在計(jì)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(jìn)行調(diào)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(jì)算出已有支擋工程滑坡的穩(wěn)定性系數(shù)。該方法計(jì)算原理如圖2所示，其中Fs為不考慮支擋工程的滑坡穩(wěn)定性系數(shù)；Fsn為考慮支擋工程的滑坡穩(wěn)定性系數(shù)；Fst為支擋工程的設(shè)計(jì)安全系數(shù)；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(shù)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(shù)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(shù)Fst擴(kuò)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(wěn)定性計(jì)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(tài)：

(1) 滑坡處于穩(wěn)定狀態(tài)(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(tài)(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(wěn)定狀態(tài)(Fs<1.0)，但考慮支擋工程的滑坡穩(wěn)定性系數(shù)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(chǎn)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(dá)到最大值，此時考慮支擋工程的滑坡處于臨界狀態(tài)(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(jìn)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(jì)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(shè)計(jì)要求，需要進(jìn)行加固或重建，加固設(shè)計(jì)時采用擴(kuò)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(jì)算原理，實(shí)際計(jì)算時需按照相關(guān)規(guī)范要求，根據(jù)滑帶形態(tài)選擇相應(yīng)的公式。

由于萬古滑坡右側(cè)前緣抗滑樁已經(jīng)發(fā)生傾斜和開裂，因此判定若無抗滑樁進(jìn)行支擋，則滑坡穩(wěn)定性系數(shù)<1.0；而若有抗滑樁進(jìn)行支擋，則滑坡接近于臨界狀態(tài)，其整體穩(wěn)定性系數(shù)接近于1.0。此時采用不考慮抗滑樁的極限平衡法計(jì)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(wěn)定性評價

采用極限平衡法計(jì)算不同工況下萬古滑坡的剩余推力和穩(wěn)定性系數(shù)，其中天然工況采用天然狀態(tài)下的參數(shù)；暴雨工況采用飽和狀態(tài)下的參數(shù)；地震工況采用天然狀態(tài)下的參數(shù)，并根據(jù)地震加速度考慮水平和垂直地震力，計(jì)算結(jié)果見表2。由于萬古滑坡發(fā)生的誘發(fā)因素主要為降雨，因此表2中僅計(jì)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(wěn)定性參數(shù)統(tǒng)計(jì)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(jì)算的穩(wěn)定性系數(shù)均小于對應(yīng)的安全系數(shù)。3-3′、4-4′剖面在暴雨工況下均不穩(wěn)定，但4-4′剖面與其在實(shí)際情況下穩(wěn)定性系數(shù)略>1.0的事實(shí)不相符，其主要原因是計(jì)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(jīng)發(fā)生斷裂，因此即使考慮抗滑樁，滑坡穩(wěn)定性系數(shù)仍<1.0，此時按照安全系數(shù)1.0計(jì)算得到的樁身抗力會偏大，因此樁身抗力應(yīng)<227.98 kN/m。而4-4′剖面中抗滑樁樁身雖然發(fā)生了局部傾斜和開裂，但整體并未破壞，因此滑坡穩(wěn)定性系數(shù)會略>1.0，此時按照安全系數(shù)1.0計(jì)算得到的樁身抗力會偏小，因此樁身抗力應(yīng)>195.04 kN/m。通過上述計(jì)算可知，原有B型抗滑樁的樁身抗力介于195.04～227.98 kN/m，達(dá)不到原設(shè)計(jì)的282.02 kN/m，這也是萬古滑坡右側(cè)前緣在第三次滑坡時發(fā)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(jì)算剩余推力為200 kN/m時的安全系數(shù)即為考慮抗滑樁的滑坡穩(wěn)定性系數(shù)；在設(shè)計(jì)安全系數(shù)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(shè)計(jì)值(表2)。萬古滑坡右側(cè)前緣除B14、B15抗滑樁發(fā)生斷裂而完全失效外，其他抗滑樁仍有抗滑作用，因此設(shè)計(jì)時應(yīng)考慮已有抗滑樁樁身抗力，否則會造成極大的浪費(fèi)。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(shè)計(jì)抗滑樁時可取大值或分段設(shè)計(jì)。由于原有B14、B15抗滑樁發(fā)生了斷裂破壞，因此在原斷樁處設(shè)計(jì)抗滑樁時剩余推力取395.37 kN/m。

2.3 采用強(qiáng)度折減法的穩(wěn)定性評價

采用ABAQUS有限元強(qiáng)度折減法對3-3′、4-4′剖面在天然和暴雨工況下的穩(wěn)定性進(jìn)行分析。3-3′剖面模型長101.9 m，最高點(diǎn)相對高程為53.9 m；4-4′剖面模型長95.8 m，最高點(diǎn)相對高程為50.0 m?？够瑯兜脑O(shè)計(jì)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(nèi)力作用主要由自重引起，不考慮構(gòu)造應(yīng)力場和滲流的影響。計(jì)算模型左右兩側(cè)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(wěn)的判斷依據(jù)(圖3)，計(jì)算結(jié)果見表3。

圖3 強(qiáng)度折減穩(wěn)定性系數(shù)曲線Fig.3 Stability coefficient curve by strength reduction method

表3 采用強(qiáng)度折減法的滑坡穩(wěn)定性參數(shù)統(tǒng)計(jì)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(jié)點(diǎn)反力求和得出。在強(qiáng)度折減過程中，當(dāng)穩(wěn)定性系數(shù)>1.0時，取折減系數(shù)為1.0時的樁身壓力，此時該值不代表極限平衡法計(jì)算的剩余推力，也不代表樁身抗力，而是代表安全系數(shù)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(dāng)穩(wěn)定性系數(shù)<1.0時，由于抗剪強(qiáng)度過低時計(jì)算結(jié)果無法收斂，此時樁身壓力為不考慮抗滑樁且安全系數(shù)等于穩(wěn)定性系數(shù)時的剩余推力，可以判定當(dāng)安全系數(shù)設(shè)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(wěn)定性系數(shù)為1.079，處于基本穩(wěn)定狀態(tài)；在暴雨工況時穩(wěn)定性系數(shù)降為0.932并發(fā)生滑坡。相應(yīng)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?；潞蟮匦螚l件發(fā)生變化，3-3′剖面在天然工況時穩(wěn)定性系數(shù)上升為1.180，處于穩(wěn)定狀態(tài)；在暴雨工況時穩(wěn)定性系數(shù)為1.023，處于欠穩(wěn)定狀態(tài)。相應(yīng)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(shù)據(jù)變化趨勢。因此，萬古滑坡右側(cè)在天然工況時處于穩(wěn)定或基本穩(wěn)定狀態(tài)，在暴雨工況時穩(wěn)定性下降至欠穩(wěn)定或不穩(wěn)定狀態(tài)，與穩(wěn)定性宏觀分析結(jié)果相符，滑坡需要進(jìn)行加固治理。

上述分析表明，采用強(qiáng)度折減法可以直接計(jì)算出帶有抗滑樁的滑坡的穩(wěn)定性系數(shù)，其計(jì)算結(jié)果與極限平衡法計(jì)算結(jié)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(jù)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(jù)萬古滑坡的地質(zhì)地形特征及破壞情況，采用“抗滑樁+擋土板+冠梁+排水”方式進(jìn)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(cè)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(wěn)定性。

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

(3) 對滑坡前緣樁板墻后的反濾層進(jìn)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(shè)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(xù)在墻后匯集。

(4) 對滑坡后緣及表面的裂縫群進(jìn)行黏土分層夯實(shí)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(dǎo)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(jìn)行穩(wěn)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(wěn)定性驗(yàn)算

對滑坡治理后的穩(wěn)定性進(jìn)行驗(yàn)算，結(jié)果如圖4和表5所示。驗(yàn)算結(jié)果顯示，通過新建F、H型抗滑樁，

表4 滑坡治理后的穩(wěn)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(wěn)定性系數(shù)曲線Fig.4 Stability coefficient curve of the landslide after treatment

表5 滑坡治理后的穩(wěn)定性系數(shù)統(tǒng)計(jì)表Table 5 Statistical table of stability coefficient of the landslide after treatment

兩剖面的穩(wěn)定性均大幅提高，由欠穩(wěn)定狀態(tài)轉(zhuǎn)變?yōu)榉€(wěn)定狀態(tài)，如暴雨工況下3-3′、4-4′剖面的穩(wěn)定性系數(shù)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(yīng)變與位移特征

采用數(shù)值模擬可以分析滑坡治理前后的應(yīng)變與位移變化特征，進(jìn)而評價滑坡的整體穩(wěn)定性。3-3′、4-4′剖面在暴雨工況下的塑性應(yīng)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(qiáng)度折減后巖體抗剪強(qiáng)度因被人為降低而導(dǎo)致塑性應(yīng)變和水平位移增大，其數(shù)值不代表正?；碌淖冃螤顟B(tài)，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(yīng)變變化趨勢相同?；轮卫砬?，兩剖面上僅有B型抗滑樁，滑坡的滑帶發(fā)生貫通，前緣直抵樁身，滑坡最大塑性應(yīng)變分別為0.054、0.025，樁前土體塑性應(yīng)變分別達(dá)到0.020、0.009?；轮卫砗?，兩剖面上增加了F、H型抗滑樁，塑性應(yīng)變分布趨勢未發(fā)生較大變化，但滑坡最大塑性應(yīng)變分別由0.054、0.025降為0.028、0.019，樁前土體塑性應(yīng)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(qiáng)度折減(圖5-c)可知，兩剖面的土體抗剪強(qiáng)度進(jìn)一步降低且計(jì)算不收斂，滑坡最大塑性應(yīng)變分別達(dá)到6.135、1.334時，樁后土體塑性應(yīng)變?nèi)匀惠^小，其頂部塑性應(yīng)變分別為0.008、0.375，底部塑性應(yīng)變分別接近于0、0.050，遠(yuǎn)小于上部新生成的滑帶處的塑性應(yīng)變。以上說明滑坡經(jīng)過治理后，即使土體抗剪強(qiáng)度降低至不收斂，新建抗滑樁也能有效阻止滑坡從樁后發(fā)生。

圖5 3-3′剖面塑性應(yīng)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?；轮卫砬?，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(chǎn)生被動土壓力而起拱，水平位移達(dá)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(dá)到0.007 m?；轮卫砗螅?-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(yīng)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(qiáng)度進(jìn)一步降低且計(jì)算不收斂，3-3′剖面的滑體最大水平位移達(dá)到4.831 m時，F(xiàn)、H型抗滑樁樁頂水平位移將分別達(dá)到0.124、0.161 m；4-4′剖面的滑體最大水平位移達(dá)到1.026 m時，H、B型抗滑樁頂水平位移將分別達(dá)到0.154、0.172 m，兩剖面的樁頂水平位移均遠(yuǎn)小于坡體整體的水平位移。

因此，在滑坡治理工程實(shí)施后，滑帶及樁前土體的塑性應(yīng)變大幅降低，滑體和樁頂水平位移也大幅減少；強(qiáng)度折減后滑帶位置發(fā)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(jiān)測結(jié)果

滑坡治理后開展了治理工程試運(yùn)行監(jiān)測，于抗滑樁樁頂布置了2處位移監(jiān)測點(diǎn)(JC01，JC02)，監(jiān)測時間為2020年3月20日—2021年3月20日，監(jiān)測頻率為每月1次，雨季則加密監(jiān)測，共獲得17次監(jiān)測數(shù)據(jù)(圖9)。由圖9可以看出，在治理工程完工后6個月內(nèi)，2處監(jiān)測點(diǎn)的位移增長較大，原因主要有兩點(diǎn)：一是治理工程完工后，土體內(nèi)部應(yīng)力重新分布，樁后受到一定壓力而變形；二是雅安地區(qū)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(jiān)測點(diǎn)的位移逐漸趨于穩(wěn)定；治理工程試運(yùn)行1年后，2處監(jiān)測點(diǎn)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(jié)論

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

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(yùn)行監(jiān)測曲線Fig.9 Monitoring curve of treatment project in the test run

(2) 根據(jù)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(jù)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(jì)算出相對準(zhǔn)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(tài)，因此該方法具有一定的局限性。采用ABAQUS有限元軟件進(jìn)行強(qiáng)度折減分析，可以有效計(jì)算已有支擋工程滑坡的穩(wěn)定性系數(shù)，其缺點(diǎn)在于判定滑坡穩(wěn)定性系數(shù)具有不收斂、位移突變等多種依據(jù)，如何選取判據(jù)也存在一定的主觀性。采用極限平衡法與強(qiáng)度折減法相結(jié)合能夠互相彌補(bǔ)和驗(yàn)證，為滑坡治理工程設(shè)計(jì)提供相對準(zhǔn)確的參考，防止設(shè)計(jì)過于保守而造成浪費(fèi)。

(4) 目前支擋工程不同的變形特征對應(yīng)的穩(wěn)定性系數(shù)并沒有統(tǒng)一標(biāo)準(zhǔn)，需要進(jìn)一步深入研究以建立統(tǒng)一標(biāo)準(zhǔn)。