三板溪崩塌體滑坡穩(wěn)定性分析0課件3

1、武漢大學(xué)水利水電學(xué)院水工結(jié)構(gòu)計算仿真研究中心高壩巖基與巖石邊坡研究所三板溪水電站進水口崩塌堆積體滑坡穩(wěn)定性分析及加固優(yōu)化研究目 錄前言邊坡穩(wěn)定性分析及加固方案探討邊坡變形與穩(wěn)定的二維有限元分析 初步加固方案的三維有限元分析與評價優(yōu)化加固方案的三維有限元分析與評價結(jié)論一、前 言工程概況 三板溪崩塌堆積體分布于電站進水口右側(cè)號沖溝上游大支溝內(nèi)。支溝上游邊坡為一順層坡面，下游邊坡上部為一連續(xù)的NW向陡崖。崩塌堆積體分布高程為375.0657.0m，平均厚度15.20m，約44萬m3。堆積體自然地形坡度3238。崩塌堆積體與上游基巖接觸面為一層間錯動面。下伏基巖為強風(fēng)化條帶狀凝質(zhì)粉砂巖，接觸帶為灰黃至

2、黃色角礫夾黃色可塑至軟塑狀粘土，厚0.5m，底部為粘土夾少量砂粒，砂粒呈次圓狀。接觸面光滑、未見有明顯擦痕。研究意義 由于該堆積體處于水庫大壩右壩肩上游電站進水口附近，為了確保水電站進水口施工和運行期的安全，該崩塌堆積體的穩(wěn)定問題尤為突出。因此，本課題將根據(jù)崩塌堆積體的工程地質(zhì)特點以及施工期、運行期的關(guān)鍵技術(shù)問題展開研究，重點研究其穩(wěn)定性，并為設(shè)計院推薦加固優(yōu)化措施，研究成果對三板溪水電站進水口崩塌堆積體治理的設(shè)計、施工具有較重要的現(xiàn)實意義和經(jīng)濟意義。研究內(nèi)容總結(jié)和分析崩塌堆積體滑坡的形成機制，研究邊坡在自然和工程條件（如施工開挖切坡、卸荷、震動及水庫運行）下的變形破壞機制，正確模擬其變形破壞

3、過程。考慮崩塌堆積體滑坡的施工和運行過程進行分析，內(nèi)容有： 根據(jù)地質(zhì)條件對崩塌堆積體滑坡進行分區(qū)；考慮施工和運行過程中地下水位和水庫水位的變化；采用推力系數(shù)法、Sarma法對堆積體材料參數(shù)進行敏感性分析，對天然狀態(tài)、施工期和運行期等工況下邊坡的穩(wěn)定進行分析，探討并提出了初步的加固方案；采用二維和三維有限單元法對采用初步加固方案的施工過程仿真分析，分析邊坡的應(yīng)力應(yīng)變、屈服情況和邊坡的穩(wěn)定性，推求變形和安全系數(shù)，并對不同的地質(zhì)參數(shù)進行敏感性分析；根據(jù)初步加固方案的仿真分析結(jié)果并結(jié)合實際工程特點和施工條件推薦較優(yōu)的加固方案，并對優(yōu)化加固方案進行三維有限元分析，分析邊坡的應(yīng)力應(yīng)變、屈服情況和穩(wěn)定性，評

4、價推薦方案的合理性和可行性。二、邊坡的穩(wěn)定性分析及加固方案探討 計算原理(略） 邊坡整體穩(wěn)定性的分析 邊坡的防治措施建議 邊坡的穩(wěn)定性復(fù)核 加固后邊坡的局部穩(wěn)定性分析 小 結(jié)巖土名稱天然容重飽和容重天然狀態(tài)飽水狀態(tài)kN/m3KN/m3c（kPa）（）c（kPa）（）塊石堆積體19.0021.00033.00028.90上游接觸面粘土2018.0017.0015.44下游接觸面碎石夾土1024.508.5021.17主滑面力學(xué)反演參數(shù)第1組3527.0229.7523.44第2組2029.6817.0025.85第3組030.000.0026.14第4組032.600.0028.53計算參數(shù)邊坡

5、整體穩(wěn)定性的分析計算工況及安全系數(shù)取值計算工況 根據(jù)設(shè)計要求，計算工況包括： 天然復(fù)核； 開挖完建未蓄水； 正常蓄水位； 正常蓄水位+地震組合(設(shè)防裂度按7度考慮) ，根據(jù)水工建筑物荷載設(shè)計規(guī)范，水平地震影響系數(shù) ; 水位驟降。安全系數(shù)取值 穩(wěn)定安全系數(shù)是判斷邊坡是否穩(wěn)定及決定邊坡處理投資大小的一項重要指標(biāo)，直接關(guān)系著工程的安全性、計算工況天然復(fù)核開挖完建未蓄水正常蓄水位正常蓄水位+地震組合水位驟降安全 系數(shù)1.051.051.151.051.05表2-4 三板溪水電站進水口滑坡各工況下的安全系數(shù)取值經(jīng)濟性與合理性。由于目前邊坡治理工程設(shè)計尚無統(tǒng)一的規(guī)程、規(guī)范可循，因此，邊坡穩(wěn)定分析及防治工程

6、設(shè)計必須根據(jù)特定邊坡的具體情況，分析影響邊坡穩(wěn)定的各種因素，論證確定邊坡防治工程的設(shè)計安全系數(shù)。 本課題研究根據(jù)該邊坡的具體情況，按以下兩種設(shè)計標(biāo)準(zhǔn)來考慮：常規(guī)設(shè)計準(zhǔn)則（參考同類規(guī)范）；相對設(shè)計準(zhǔn)則（根據(jù)邊坡現(xiàn)狀及同類工程，如表2-3(Pg11)）。 綜上考慮并參考幾次討論會議結(jié)果，各工況安全系數(shù)取值如下：天然復(fù)核和開挖完建未蓄水1.05；正常蓄水運行1.15；正常蓄水+地震及水位驟降1.05。（如表2-4）整體穩(wěn)定性分析的剖面 為了充分考察邊坡的穩(wěn)定性，共計考慮了1個主滑面，4個輔滑面，如圖2-1圖2-7所示。邊坡穩(wěn)定性分析成果天然狀況下邊坡的穩(wěn)定性水平地震影響系數(shù)滑面抗剪強度指標(biāo)穩(wěn)定安全系

7、數(shù)（）（kPa）Sarma法RTM法改進的RTM法0.00027.02（0.51）35.001.10431.22921.1316*29.68（0.57）*20.001.11271.23511.137430.00（0.58）0.001.01000.99730.9951*32.60（0.61）*0.001.09851.10471.09680.02527.02（0.51）35.001.05401.16931.0808*29.68（0.57）*20.001.06171.17421.085230.00（0.58）0.000.96670.94840.9472*32.60（0.61）*0.001.04661

8、.05061.0458表2-5 天然工況下的穩(wěn)定性分析成果 第三組參數(shù)計算的邊坡安全系數(shù)小于1.0，與實際不符。因此，只取第一、二、四組參數(shù)進行計算，邊坡穩(wěn)定安全系數(shù)為基本都在1.05以上，如考慮地震作用時，邊坡穩(wěn)定性安全系數(shù)明顯減小；Sarma法計算出的安全系數(shù)比RTM的小。究其原因，是因為滑面坡度較陡，在RTM的計算中，出現(xiàn)了土條之間的剪切力超出極限抗剪強度的現(xiàn)象。采用RTM方法進行計算，堆積體內(nèi)部相應(yīng)的屈服的狀況如表2-6 (Pg15)示。從表2-6中可看出，堆積體大部分區(qū)域的土體已處于屈服狀態(tài)。 改進的RTM法計算的安全系數(shù)與Sarma法比較接近，說明改進的RTM法考慮了條分面上的極限

9、抗剪條件后與Sarma法是基本一致的。 蓄水狀況地震系數(shù)第一組參數(shù)第四組參數(shù)RTMSARMARTMSARMA480m0.0000.9962280.8995850.9799840.8840170.0250.9355990.8509060.9171010.834399475m0.0001.0095550.8943740.9884770.8972510.0250.9486320.8468550.9253830.847425470m0.0001.0546970.9795011.0402770.9737650.0250.9909130.9279250.9607270.920628465m0.0001.0

10、751351.0045241.0501281.0041740.0251.0108960.9525570.9626130.950400450m0.0001.0710291.0107820.9785601.0151790.0251.0099580.9599730.8848040.962409425m0.0001.1093941.0362871.0064271.0486860.0251.0519790.9862590.9388920.996350完建工況0.0001.1893421.0699601.2287961.0843600.0251.1308331.0191911.1678921.031193

11、表2-7 開挖后主滑斷面邊坡的穩(wěn)定安全系數(shù) 開挖后邊坡主滑面S0的穩(wěn)定性開挖完建工況下S0滑面的安全系數(shù)不考慮地震時均大于1.05，考慮地震時均大于1.02。隨著水位上漲安全系數(shù)則明顯降低，說明蓄水后產(chǎn)生的靜水壓力和坡腳堆積體及滑面的軟化對邊坡穩(wěn)定性影響顯著；且安全系數(shù)大都小于或接近于1.0，即在工程完建蓄水運行后，邊坡將處于極限平衡狀態(tài)或臨界失穩(wěn)狀態(tài)。因此，邊坡在開挖蓄水之前必須采取適當(dāng)?shù)募庸谭雷o措施，建議施工過程中還應(yīng)有適時的監(jiān)測措施。 降低后水位地震系數(shù)第一組參數(shù)第四組參數(shù)水位穩(wěn)定時的安全系數(shù)驟降至該水位時安全系數(shù)水位穩(wěn)定時的安全系數(shù)驟降至該水位時安全系數(shù)470m0.0001.05469

12、70.9189671.0402770.9897290.0250.9909130.8704450.9607270.926557465m0.0001.0751350.9193691.0501280.9903830.0251.0108960.8713990.9626130.928196450m0.0001.0710290.9157270.9785600.9778580.0251.0099580.8693910.8848040.884577425m0.0001.1093940.9258051.0064270.9851040.0251.0519790.8808890.9388920.922673表2-8

13、 從正常水位475m降低至某高程時的安全系數(shù) 水位驟降時主滑面S0的穩(wěn)定性分析 考察三板溪水庫水位可能的驟降情況，偏于保守考慮，按表2-8第一列考慮水位驟降，計算成果如表2-8示。 由表中成果可知，水位驟降對于崩滑體穩(wěn)定性的影響很大，蓄水后水位驟降情況下各安全系數(shù)均小于1.0。說明如果不對邊坡進行加固處理，邊坡在水位驟降時極有可能失穩(wěn)。 剖面編號地震系數(shù)穩(wěn)定安全系數(shù)第一組參數(shù)第四組參數(shù)S10.0001.1957471.1140480.0251.1376231.056653S20.0001.1753961.1440990.0251.1168771.084677S30.0001.0675801.0

14、675800.0251.0057561.005756S40.0001.4334641.4334640.0251.3472651.347265局部滑帶10.0001.2303601.0716060.0251.1666721.015636局部滑帶20.0001.4183071.2091710.0251.3448091.146141表2-9 開挖完后未蓄水下輔助剖面及潛在滑帶的安全系數(shù)計算值 輔助剖面的穩(wěn)定性分析剖面編號地震系數(shù)穩(wěn)定安全系數(shù)第一組參數(shù)第四組參數(shù)S10.0001.1525470.9813490.0251.0904350.881627S20.0001.1102290.9151090.02

15、51.0507940.839491表2-10 開挖完后正常蓄水位下輔助剖面的安全系數(shù)計算值 為了充分考察邊坡開挖后崩滑體的穩(wěn)定性，考慮了四個輔助剖面S1S4進行的穩(wěn)定性計算分析。另外，根據(jù)有限元計算結(jié)果，在主滑面頂部擬定了兩個局部滑面，劃分的條分模型如圖2-8所示。 根據(jù)劃分的條分模型采用RTM法，計算成果如表2-9和表2-10。 由表2-9可知，開挖完建未蓄水時，輔助剖面S3的安全系數(shù)最小，但其安全系數(shù)也大于1.05。由表2-10可以看出，蓄水后邊坡穩(wěn)定性安全系數(shù)明顯降低，對于第四組參數(shù)情況，安全系數(shù)均小于1.0，則邊坡是失穩(wěn)的。從崩滑體的整體分布來看，邊坡開挖前三維效應(yīng)比較顯著，而開挖后這

16、種效應(yīng)減弱，因此，輔面S3、S4以及局部滑帶采用了地質(zhì)勘測力學(xué)參數(shù)而不是綜合反演參數(shù)，未考慮這種三維效應(yīng)。 邊坡的防治措施建議 邊坡防治的主要思路是減小下滑力和增加阻滑力。常用的邊坡防治工程措施主要有：開挖清除；排水；削坡減載；壓腳；抗滑擋墻；抗滑樁；阻滑鍵；錨固支護；改善巖土性質(zhì)。 三板溪崩塌體邊坡的工程情況是，坡體本身為散粒體，容易排水，因此采用排水措施效果不佳；邊坡的坡腳部位需要開挖，開挖完畢時邊坡即處于失穩(wěn)狀態(tài)，也不能采用壓腳的方式；邊坡體厚度不大，滑面下基巖較為完整。根據(jù)這些實際情況，建議以下工程措施以供參考：削坡減載；抗滑樁；坡面支護。 削坡減載 削坡減載可以降低下滑力，提高邊坡體

17、的整體穩(wěn)定性，是一般邊坡整治常用而有效的工程措施。削除坡體頂部，根據(jù)削坡不同的高程分別計算開挖施工完成后以及正常運行地震作用時的邊坡穩(wěn)定性，計算成果見表2-11(Pg 20)。 從表2-11可以發(fā)現(xiàn)，削除邊坡體后緣部分能夠提高邊坡的穩(wěn)定性，且削除越多，穩(wěn)定性提高越大，但削除方量也迅速增加。在完建工況下，當(dāng)削坡至高程600.0m時，邊坡體可基本恢復(fù)到開挖前的穩(wěn)定狀態(tài)；但是在正常運行期間受地震作用時，即便削坡至高程580.0m時，邊坡體也難以恢復(fù)到原始自然條件下的穩(wěn)定水平。 設(shè)置抗滑樁 三板溪崩塌體堆積體的厚度不大，滑面下的基巖整體性較好，地下水情況穩(wěn)定，且水位較低。上述條件有利于對樁基的嵌固，只

18、要樁有足夠的嵌入深度和合理斷面，抗滑樁方案，從理論上講是可行的。因此，我們推薦該邊坡加固方案是布置抗滑樁以維持邊坡整體穩(wěn)定性。 為了獲得整個坡體在設(shè)計安全準(zhǔn)則下的推力曲線，我們?nèi)∮昧酥骰鍿0及與主滑面平行的兩個斷面（即S1、S2），列出三個斷面在控制工況（以主滑面安全系數(shù)較小的工況來確定）以及設(shè)計標(biāo)準(zhǔn)工況下的穩(wěn)定性分析成果，如表2-12示。 由表2-12可知，在正常運行工況下，各個邊坡的穩(wěn)定性都低于選定的設(shè)計標(biāo)準(zhǔn)，因此，應(yīng)以正常運行工況下設(shè)計標(biāo)準(zhǔn)的邊坡推力曲線作為依據(jù)來設(shè)計相應(yīng)的加固處理措施，而對于其它的設(shè)計標(biāo)準(zhǔn)，只需做相應(yīng)的校核。 根據(jù)表2-12，第二組、第四組滑面參數(shù)進行抗滑樁設(shè)計較為恰

19、當(dāng)。據(jù)此計算出的各種工況下條間推力曲線如附圖2-1附圖2-18所示。并以此作為抗滑樁設(shè)計的依據(jù)。附圖2-1 開挖完建工況下S0的設(shè)計推力曲線（F=1.05，第二組） 附圖2-2 開挖完建工況下S1的設(shè)計推力曲線（F=1.05，第二組） 附圖2-3 開挖完建工況下S2的設(shè)計推力曲線（F=1.05，第二組） 附圖2-4 正常運行工況下S0的設(shè)計推力曲線（F=1.15，第二組） 附圖2-5 正常運行工況下S1的設(shè)計推力曲線（F=1.15，第二組）附圖2-7 正常運行+地震組合工況下S0的設(shè)計推力曲線（F=1.05，第二組）附圖2-6 正常運行工況下S2的設(shè)計推力曲線（F=1.15，第二組） 附圖2-

20、8 正常運行+地震組合工況下S1的設(shè)計推力曲線（F=1.05，第二組）附圖2-9 正常運行+地震組合工況下S2的設(shè)計推力曲線（F=1.05，第二組）附圖2-11 開挖完建工況下S1的設(shè)計推力曲線（F=1.05，第四組）附圖2-10 開挖完建工況下S0的設(shè)計推力曲線（F=1.05，第四組）附圖2-12 開挖完建工況下S2的設(shè)計推力曲線（F=1.05，第四組） 附圖2-13 正常運行工況下S0的設(shè)計推力曲線（F=1.15，第四組）附圖2-15 正常運行工況下S2的設(shè)計推力曲線（F=1.15，第四組）附圖2-14 正常運行工況下S1的設(shè)計推力曲線（F=1.15，第四組） 附圖2-16 正常運行+地震

21、工況下S0的設(shè)計推力曲線（F=1.05，第四組） 附圖2-18 正常運行+地震工況下S2的設(shè)計推力曲線（F=1.05，第四組） 附圖2-17 正常運行+地震工況下S1的設(shè)計推力曲線（F=1.05，第四組） 通過三個縱剖面的推力曲線（附圖2-1附圖2-18），可以確定選定的橫剖面上的推力分布。在橫剖面上，由于推力和坡體深度分布的不均勻，不宜給出單一的抗滑樁設(shè)計形式，而應(yīng)該采取一種分段均化的形式將抗滑樁的設(shè)計標(biāo)準(zhǔn)分段給定，如圖2-12圖2-13中的AB、CD、EF三段。根據(jù)分段形式，采用等效方式確定三段受力區(qū)的單寬推力，其主要計算參數(shù)如表2-13表2-14示。 圖2-12 抗滑樁平面布置示意圖圖2

22、-13 抗滑樁布置設(shè)計圖 抗滑樁以下堆積體支護方案建議 考慮到三板溪崩滑體坡料為碎石材料，坡體下部抗滑段厚度較小，滑面下部基巖較為完整，建議抗滑樁以下堆積體采用坡面鋼筋混凝土格構(gòu)梁加固方案。推力計算： 考慮抗滑樁抵抗了部分推力，還有部分推力傳遞到以下堆積體，根據(jù)抗滑樁設(shè)計方案，S0、S2剖面需由抗滑樁以下堆積體承受的推力分別為3400kN（正常+地震）、4000kN（正常運行）；370kN（正常+地震）、550kN（正常運行）。由于開挖面在該堆積體坡腳處形成，考慮邊坡坡腳開挖后影響邊坡的穩(wěn)定性及可能的滑動趨勢，劃分了四個斷面進行分析計算，如圖2-14示。計算結(jié)果如圖2-15圖2-26示。網(wǎng)格梁

23、錨索力確定：根據(jù)上述剩余推力計算結(jié)果，考慮便于網(wǎng)格梁布置及預(yù)應(yīng)力錨索噸位設(shè)計，近似將剩余推力等效均勻化，開挖面上所需單寬錨索力約為1100kN/m。圖2-14 抗滑樁以下堆積體計算斷面圖圖2-15 S0剖面正常運行+地震工況k=1.05的推力曲線圖（不計剩余推力）圖2-17 S2剖面正常運行+地震k=1.05工況的推力曲線圖（不計剩余推力）圖2-16 S0剖面正常運行k=1.15工況的推力曲線圖（不計剩余推力）圖2-18 S2剖面正常運行k=1.15工況的推力曲線圖（不計剩余推力） ）圖2-19 S0剖面正常運行+地震工況k=1.05的推力曲線圖（計剩余推力）圖2-20 S0剖面正常運行工況k

24、=1.15的推力曲線圖（計剩余推力） 圖2-22 S2剖面正常運行工況k=1.15的推力曲線圖（計剩余推力）圖2-21 S2剖面正常運行+地震工況k=1.05的推力曲線圖（計剩余推力)圖2-24 SECT11剖面正常運行工況k=1.15的推力曲線圖圖2-23 SECT11剖面正常運行+地震工況k=1.05的推力曲線圖圖2-26 SECT22剖面正常運行工況k=1.15的推力曲線圖 圖2-25 SECT22剖面正常運行+地震工況k=1.05的推力曲線圖Sarma法復(fù)核 由前面計算結(jié)果可知，Sarma法計算出的安全系數(shù)比RTM的小，同理，相同安全系數(shù)下Sarma法計算出的推力比RTM的大。本文樁的

25、設(shè)計推力是以RTM法計算結(jié)果為依據(jù)，因此有必要采用Sarma法進行復(fù)核，復(fù)核的安全系數(shù)結(jié)果如表2-15所示（P30）。由表2-15可以看出，采用SARMA法復(fù)核計算結(jié)果是S0滑面的安全系數(shù)小于1.0，其余輔助滑面的安全系數(shù)均大于1.0。由于本課題的剛體極限平衡法是通過參數(shù)等效的方法來考慮空間效應(yīng)，沒有考慮充分的三維效應(yīng)作用，實際上S0、S1、S2滑面相互具有空間作用關(guān)系。因此，綜合來看，Sarma法結(jié)果表明該邊坡開挖設(shè)樁后是處于極限平衡狀態(tài)。 加固后局部滑動分析 該邊坡較陡而且堆積體材料松散，強度低（C幾乎為0.0kPa）。如果采用本文提出的在邊坡中下部設(shè)置抗滑樁加固處理措施，雖維持了邊坡的整

26、體性穩(wěn)定，但仍有在抗滑樁以上和以下部分堆積體里形成新的危險滑面的可能性。因此，對加固后的局部穩(wěn)定性驗算是十分必要的。由于預(yù)先不知道危險滑動面的位置，本課題采用圓弧滑動面法進行搜索，并求出相應(yīng)的安全系數(shù)。計算結(jié)果如圖2-27圖2-30和表2-16(Pg32)所示。 由圖2-27圖2-29和表2-16可以看出，邊坡加樁支護后，在樁以上坡體仍存在局部滑動面，該滑面深度一般都不大，最大深度約在4-5m以內(nèi)。 由圖2-30和表2-16可以看出，邊坡加樁支護后，在樁以下坡體在蓄水以前是各剖面的安全系數(shù)均大于1.0,但是蓄水后則存在局部滑動面可能性，其中除SECT11剖面的最小安全系數(shù)（K=1.28）大于1

27、.0外，而S0、S2及SECT22剖面的安全系數(shù)均小于1.0，說明極有可能失穩(wěn)，其中SECT22的滑弧深度較小，而S0、S2剖面的滑弧深度較大，最大深度約在15m以上。 上述局部穩(wěn)定性分析計算表明：在抗滑樁以上靠坡頂附近堆積體以及抗滑樁以下部分堆積體均存在局部失穩(wěn)的可能性。對于坡頂?shù)木植坎环€(wěn)定部位，由于天然情況時是穩(wěn)定的，開挖和蓄水的影響不大，安全系數(shù)不足的可能原因是按整體穩(wěn)定條件反演的參數(shù)與局部穩(wěn)定分析不匹配。而且該部位即使 蓄水后仍位于蓄水位以上，便于觀測和處理，故可暫時不處理，但應(yīng)在坡頂適當(dāng)位置設(shè)置合理有效的排水系統(tǒng)，并布置一定的監(jiān)測儀器以便施工期、運行期的跟蹤觀測，發(fā)現(xiàn)問題及時處理。對

28、于抗滑樁以下部分堆積體，受施工和運行擾動很大，且由于工程竣工后處于水下，因此，建議工程施工期就應(yīng)采取加固補強措施，在開挖面以及往上延伸一定區(qū)域布置網(wǎng)格梁，使該部分堆積體具有較好的穩(wěn)定性。 圖2-27圖2-29圖2-30 抗滑樁以下堆積體局部圓弧滑面 小 結(jié) 綜上所述，可以得出如下結(jié)論：天然狀態(tài)下，邊坡大致處于穩(wěn)定安全系數(shù)為1.051.10的極限平衡穩(wěn)定狀態(tài)，據(jù)此反演的力學(xué)參數(shù)綜合反映了滑面及堆積體的特性，并用此來計算分析邊坡開挖完建、正常運行等工況的安全系數(shù)和設(shè)計相應(yīng)的加固支護措施是合理的。開挖完建后未蓄水時，邊坡穩(wěn)定安全系數(shù)均大于1.05，滑動的可能性不大。但是蓄水對邊坡穩(wěn)定性的影響顯著，各

29、滑面的穩(wěn)定安全系數(shù)大都小于1.0, 邊坡可能失穩(wěn)。通過對開挖完建工況、正常運行、正常運行+地震工況及庫水位驟降等幾種工況的分析比較，欲保證能夠在該工程運行安全可靠，需采取適當(dāng)?shù)募庸讨ёo措施。通過分析，建議在邊坡開挖前在邊坡中下部設(shè)置抗滑樁以維持邊坡的整體穩(wěn)定在坡腳開挖施工過程中抗滑樁以下部分堆積體是基本穩(wěn)定的。由于穩(wěn)定性計算時未考慮開挖施工的擾動影響，因此，為了確保工程在施工過程中的安全性，建議盡可能在坡腳開挖時采取分期開挖分期支護或者邊開挖邊支護的辦法。為了分析研究設(shè)置抗滑樁后，在抗滑樁以上及以下堆積體里面形成局部滑動面的可能性，還進行了圓弧滑動面搜索計算，計算結(jié)果證實了這種可能性。建議抗滑

30、樁以上部分堆積體可考慮設(shè)置排水系統(tǒng)和布置監(jiān)測系統(tǒng)。對于抗滑樁以下部分堆積體采用布置網(wǎng)格梁的加固支護方案。 針對抗滑樁方案，采用RTM法求出各種工況的推力曲線，以此為依據(jù)進行抗滑樁的設(shè)計，本次研究工作確定了兩個樁方案，供設(shè)計部門設(shè)計時參考。三 二維有限元法分析計算參數(shù)計算模型計算結(jié)果與分析小結(jié)巖土名稱天然容重飽和容重浮容重彈性模量泊松比cKN/m3KN/m3KN/m3MPaKPa塊石(高程592.0m以下)19.02111100.35031.5碎石土、坡積物(592.0m以上)18.019.49.430.35521.5滑 面18.019.49.47.50.353529.68基 巖26.85000

31、0.3110050.20計算參數(shù)計算模型 穩(wěn)定性分析采用降強度法計算天然情況下坡的穩(wěn)定安全系數(shù)分別為1.01，開挖后邊坡的穩(wěn)定安全系數(shù)分別為0.90。有限元的計算結(jié)果表明：開挖后邊坡將會失穩(wěn)，也與圓弧滑動面搜索的計算結(jié)果是一致的。對比有限元法和剛體極限平衡法的計算結(jié)果可以看出，有限元法計算的安全系數(shù)比剛體極限平衡法的計算結(jié)果小，這是因為極限平衡法主要考慮邊坡整體穩(wěn)定即邊坡在滑面上失穩(wěn)，有限元法中失穩(wěn)還可能由于材料內(nèi)發(fā)生大范圍的屈服引起局部失穩(wěn)。由于當(dāng)失穩(wěn)后，有限元無法繼續(xù)計算下去。計算成果與分析附圖3-1 天然狀態(tài)下開挖引起邊坡變形的位移等值線 變形規(guī)律附圖3-2 天然狀態(tài)下開挖引起邊坡變形的

32、位移矢量圖 從位移圖看出，開挖后邊坡的變形規(guī)律為：開挖面附近巖體的位移指向臨空面，這是由于開挖應(yīng)力釋放后，巖體回彈所致。開挖面以上崩塌體近似沿滑面方向向下變形。這是因為開挖降低了滑面的抗滑力，從而導(dǎo)致開挖面以上邊坡向下滑動。邊坡的最大變形在610m高程處, 最大位移約為0.52m，在該處上面巖體位移小，說明該處巖體處于拉應(yīng)力狀態(tài)，這與極限平衡分析法計算結(jié)果是吻合的。邊坡的變形是上面大，下面小，說明該邊坡的滑動屬于推移式滑動。因此可以通過在崩塌堆積體條件推力最大處附近施加抗滑樁來保證邊坡的整體穩(wěn)定性。二維計算的最大位移和三維計算的結(jié)果數(shù)量級是相同的，但是二維計算的結(jié)果比三維的大。原因可能有以下3

33、個方面： 二維計算中沒有三維結(jié)構(gòu)的鎖口效應(yīng)； 二維計算沒有支護，三維計算中是邊開挖邊支護，有支護效應(yīng)； 二維計算時，坡頂崩塌堆積體采用最初提供的力學(xué)參數(shù)。由于設(shè)計院重新勘探，三維計算時坡頂?shù)牧W(xué)參數(shù)提高到和坡底一致。附圖3-3天然條件下開挖后主應(yīng)力矢量圖 應(yīng)力分布規(guī)律附圖3-5 天然條件下開挖后第二主應(yīng)力矢量等值線圖 附圖5-36 開挖坡腳時邊坡內(nèi)主滑面上的第三主應(yīng)力等值線圖（單位:Pa )應(yīng)力隨覆蓋層厚度的增加而增加，第二主應(yīng)力最大為-9.27MPa在坡面主應(yīng)力基本上與坡面平行，與坡面垂直方向主應(yīng)力值很小。在遠離坡面的部位，主應(yīng)力方向近似鉛垂和水平。這與實際是吻合的。從數(shù)量和分布規(guī)律上看，二

34、維計算的第二主應(yīng)力和三維計算結(jié)果的第三主應(yīng)力十分吻合。附圖3-6天然條件下開挖后屈服區(qū)分布圖 屈服區(qū)分布規(guī)律 從屈服區(qū)的分布圖可以看出，從最上部到開挖面，滑面和附近崩塌體沿滑面方向塑性區(qū)完全貫通，說明崩塌堆積體處于一種失穩(wěn)或臨界穩(wěn)定狀態(tài)。在592m高程處崩塌堆積體內(nèi)塑性區(qū)已發(fā)展到地表，這說明崩塌體在592m高程以上存在局部失穩(wěn)的可能。由于該處塑性區(qū)較大，因此變形也應(yīng)該比較大，這與變形分析的結(jié)果也是一致的。開挖完成后，邊坡的穩(wěn)定安全系數(shù)約為0.90, 即邊坡將處于失穩(wěn)狀態(tài)。該邊坡的滑動屬于推移式滑動，即坡頂變形大，坡底變形小。從變形規(guī)律上，在約610m高程處巖體處于拉破壞狀態(tài)。在約592m高程，

35、崩塌體的屈服區(qū)從滑面延伸到地表，而且該高程以上崩塌體內(nèi)出現(xiàn)大面積的屈服區(qū)，該部位存在局部失穩(wěn)的可能。小 結(jié)四 初步加固方案的三維有限元分析與評價計算條件及有限元模型計算方案計算結(jié)果與分析小結(jié)巖土名稱天然容重(kN/m3)浮容重(kN/m3)彈性模量(MPa)泊松比C ( kPa)()塊石堆積體19.0011.00100.35033上游接觸面粘土（層面）18.009.4050.352018下游接觸面碎石夾土18.009.40100.35026基巖26.8050000.3110050.2C35的混凝土24.50315000.167287058.9計算參數(shù)有限元模型幾何模型和有限元網(wǎng)格 計算工況及加

36、載方案 分析該邊坡在施工期、運行期的變形穩(wěn)定性，考慮如下幾種計算工況及相應(yīng)的荷載。 工況一（天然工況）：自重荷載； 工況二（施工期）：樁基坑開挖荷載樁體混凝土自重錨索的錨固力進水口邊坡開挖荷載 工況三（運行期）：正常運行工況(蓄水軟化+浮托力)； 工況四（運行期）：正常運行+地震工況(蓄水軟化+浮托力+地震力)。 計算上述各工況時，工況一的應(yīng)力結(jié)果作為工況二的初始應(yīng)力狀態(tài)，工況二的應(yīng)力狀態(tài)作為工況三和工況四的初始應(yīng)力狀態(tài)。 計算方案 計算步驟 按下述步驟進行： 1）計算自重作用下邊坡的初始應(yīng)力狀態(tài)； 2）計算開挖樁基坑后邊坡的應(yīng)力狀態(tài)及變形； 3）考慮樁混凝土自重，計算邊坡的應(yīng)力狀態(tài)及變形；

37、4）計算施加預(yù)應(yīng)力錨索的錨固力后邊坡的應(yīng)力狀態(tài)及變形； 5）進水口開挖，計算出開挖引起邊坡的位移變化、應(yīng)力分 布變化等； 6）考慮正常蓄水，蓄水位以下堆積體的軟化及浮托作用，計算邊坡的位移變化、應(yīng)力分布變化等； 7）考慮正常蓄水和地震作用，計算邊坡的位移變化、應(yīng)力分布變化等； 為了便于整理計算結(jié)果，共取了9個剖面，分別是主滑面、6個橫剖面、2個輔助剖面。各剖面的位置如圖所示。計算結(jié)果與分析位移分布規(guī)律開挖樁孔時崩塌堆積體的變形規(guī)律 開挖樁孔削弱了滑面的抗滑能力，引起樁孔上側(cè)的崩塌堆積體下滑移，從而推動下面的堆積體向下滑移。開挖樁孔引起崩塌堆積體的變形規(guī)律為：由于在樁孔上側(cè)的堆積體受下游側(cè)的地勢

38、高于上游側(cè)因素的影響，樁孔上側(cè)崩塌堆積體的增量位移方向為沿坡面向下且偏向上游側(cè)。樁孔下側(cè)崩塌堆積體的增量位移方向為沿坡面指向坡底。該邊坡的滑移變形屬于推移式，由開挖樁孔引起的最大合位移增量在崩塌堆積體靠近陡崖的部位，最大合位移增量約為17.00cm。其中x方向的位移增量約為9.46cm， y方向的位移增量為-13.75cm，z方向的位移增量約為-3.25cm。可見，全部樁孔同時開挖時，邊坡的變形較大，可能引起局部失穩(wěn)開挖坡腳時崩塌堆積體的變形規(guī)律 開挖坡腳削弱了滑面的抗滑能力，開挖面附近巖體向臨空面方向變形，崩塌堆積體有明顯的變形。開挖引起邊坡變形規(guī)律是：崩塌堆積體主要表現(xiàn)為沿滑床向下滑移變形

39、?？够瑯渡蟼?cè)堆積體的增量位移方向為向下且偏向上游側(cè)。由于坡腳的開挖卸荷，在堆積體和基巖開挖面上的增量位移指向開挖臨空面方向。 最大合成位移增量在靠近下游側(cè)堆積體靠近陡崖的部位，最大位移增量約為5.88cm，方向沿坡面背離開挖面向下，其中x方向的位移增量約為3.89cm, y方向的位移增量約為-4.22cm, z方向的位移增量約為-1.29cm。開挖面上崩塌堆積體的最大合成位移增量為為3.59cm，增量位移指向臨空面，其中x方向的位移增量為0.79cm,y方向的位移增量約為3.2cm, z方向的位移增量為為1.42cm。正常蓄水時崩塌堆積體的變形規(guī)律 蓄水的強度軟化和浮托作用，降低了滑面的抗滑能

40、力，導(dǎo)致邊坡滑移變形。蓄水引起的崩塌堆積體變形規(guī)律為：抗滑樁上側(cè)崩塌堆積體的增量位移方向為向下且偏向上游側(cè)。由于水浮托作用，正常蓄水位以下的堆積體的位移方向表現(xiàn)為斜向上。最大合位移增量在正常蓄水位以下接近正常蓄水位處表面，最大位移增量約為10.00cm。其中x方向的位移增量為-1.83cm，y方向的位移增量為9.82cm，z方向的位移增量為0.43cm。正常蓄水位以上堆積體局部最大位移增量靠近陡崖的部位，約為4.81cm. 其中x方向的位移增量為3.27cm， y方向的位移增量為-3.37cm，z方向的位移增量為-1.05cm。地震作用時崩塌堆積體的變形規(guī)律 由于考慮地震作用是采用的擬靜力法，

41、即施加水平方向的體力。水平方向的體力引起邊坡滑移變形。地震作用引起的邊坡變形規(guī)律為：抗滑樁上側(cè)崩塌堆積體的增量位移方向為沿坡面向下且偏向上游側(cè)?？够瑯断聜?cè)的崩塌堆積體的增量位移指向坡底。 由于抗滑樁的加固作用，抗滑樁上側(cè)崩塌堆積體的向坡底變形受到約束，崩塌堆積體的變形被分成兩個區(qū)域。抗滑樁以上堆積體的局部最大合位移增量在靠近陡崖的部位，最大位移增量約為5.04cm。其中x方向的位移增量為3.67cm， y方向的位移增量為-3.38cm，z方向的位移增量為-0.70cm。在抗滑樁以下的堆積體變形局部最大位移增量為1.38cm。其中x方向的位移增量為1.18cm， y方向的位移增量為-0.41cm

42、，z方向的位移增量為-0.58cm。屈服情況天然狀態(tài)下邊坡表面和底滑面的屈服區(qū)天然狀態(tài)下邊坡主滑面的屈服區(qū)分布 天然狀態(tài)下邊坡橫剖面的屈服區(qū)分布挖樁孔后邊坡主滑面的屈服區(qū)分布 比較不同工況下邊坡的屈服區(qū)分布圖可以看出，崩塌堆積體的屈服區(qū)分布位置基本一致。即在坡頂部崩塌體屈服區(qū)較大，寬度和深度方向基本上貫通，坡的中部和坡底屈服區(qū)較小，且主要分布在崩塌體兩側(cè)；崩塌體靠開挖面一側(cè)屈服區(qū)較另側(cè)屈服區(qū)大，靠開挖面一側(cè)屈服區(qū)深度和屈服程度均大于另一側(cè)；崩塌體與基巖的接觸面大部分處于屈服狀態(tài)；開挖面上有較大的屈服區(qū)；基巖沒有屈服區(qū)；底滑面上的最大塑性應(yīng)變在上游面的接近坡頂處，在坡面上最大塑性應(yīng)變在靠近開挖面

43、一側(cè)的陡崖下面，同一個橫斷面上，最大塑性在底滑面上，但根據(jù)隨底滑面地形的變化，最大塑性應(yīng)變的位置有變化。從整體上看，最大塑性應(yīng)變在底滑面上；考慮開挖、蓄水和地震作用，由于采用樁加固后開挖坡腳，崩塌堆積體底滑面的屈服區(qū)范圍增加不大，但同一點處的塑性變形均增加較大。盡管計算表明加固后開挖、蓄水和地震作用下邊坡整體處于穩(wěn)定狀態(tài)，但是從屈服區(qū)分布看，在開挖面附近堆積體屈服區(qū)較大，存在局部失穩(wěn)的可能性，尤其是蓄水后?？梢钥紤]在開挖面施加網(wǎng)格梁進行坡面支護，且盡可能采用跳挖施工。此外還要注意的是，崩塌體的坡頂有較大的屈服區(qū)，開挖、蓄水和地震作用時，塑性變形較大導(dǎo)致崩塌體變形較大，容易誘發(fā)局部失穩(wěn)。天然狀態(tài)

44、下主滑面上的第一主應(yīng)力等值線圖(單位：Pa) 邊坡的應(yīng)力分布規(guī)律天然狀態(tài)下主滑面上的第三主應(yīng)力等值線圖(單位：Pa) 開挖樁孔時主滑面上的第三主應(yīng)力等值線圖(單位：Pa) 開挖坡腳時主滑面上的第三主應(yīng)力等值線圖(單位：Pa) (a) 第一主應(yīng)力 （b）第三主應(yīng)力開挖坡腳時輔助剖面1的主應(yīng)力等值線圖(單位：Pa) 應(yīng)力分布規(guī)律為：邊坡應(yīng)力水平隨著埋深的增加而增大；天然狀態(tài)下堆積體內(nèi)最大壓應(yīng)力為0.5690MPa，最大拉應(yīng)力為0.0153MPa，最大拉應(yīng)力在堆積體上游側(cè)接近坡頂處。 由于樁孔處堆積體地應(yīng)力水平不高，而且樁孔開挖量也不多，因此開挖樁孔對邊坡整體的應(yīng)力分布規(guī)律影響不大，只影響樁孔附近應(yīng)

45、力，在樁孔底部出現(xiàn)應(yīng)力集中現(xiàn)象，但應(yīng)力水平仍然也較低，應(yīng)力集中最大壓應(yīng)力為0.5290 MPa。 由于坡腳處開挖體為地表部分，其應(yīng)力水平本身不高，開挖對邊坡整體的應(yīng)力分布規(guī)律影響很小。只是對開挖面附近影響較明顯，坡腳開挖后，在坡腳壓應(yīng)力略有減小，減少的最大量為0.0419 MPa.。 模擬蓄水過程，采用的是降低強度參數(shù)和加浮托力的方法，處于水位線以下的崩塌堆積體及附近巖體的主應(yīng)力水平略有降低。 模擬地震作用采用的擬靜力法，即采用加水平方向體力的辦法，對整體應(yīng)力分布有一定影響，使全場的第一主應(yīng)力水平略有增加。開挖+正常蓄水+地震作用下1#14#樁的變形示意圖（單位：m）（變形放大1000倍）樁的

46、變形與應(yīng)力分布情況開挖、開挖+正常蓄水、開挖+正常蓄水+地震作用下7#和8#樁在x方向上的變形示意圖。開挖+正常蓄水作用下，安全系數(shù)設(shè)定為1.15時，所有樁的變形示意圖（單位：m）（變形放大1000倍） 樁體變形主要表現(xiàn)彎扭變形，即向x和z兩個方向產(chǎn)生變形，但以x方向的變形為主。在開挖+正常蓄水+地震作用下，樁的最大變形為1.1776cm(其中x方向的位移約為1.1216cm，z方向的位移約為-0.2897cm)。在開挖+正常蓄水作用下，安全系數(shù)設(shè)定為1.15時，樁的最大變形為0.9495cm(其中x方向的位移0.8522cm z方向的位移約為-0.3681cm )。開挖、開挖+正常蓄水、開挖

47、+正常蓄水+地震作用下，8#樁產(chǎn)生的變形最大，最大合位移分別為：0.3109cm、0.4154cm和1.1776cm。開挖+正常蓄水作用下，安全系數(shù)設(shè)定為1.15時 樁內(nèi)屈服區(qū)的分布圖7#樁中的s y的分布情況(單位：Pa)9#樁的s y的分布情況(單位：Pa) x方向（即主滑面方向）的推力在7#樁上產(chǎn)生的剪力和彎矩圖 z方向（即垂直于主滑面方向）的推力在7#樁上產(chǎn)生的剪力和彎矩圖 x方向（即主滑面方向）的推力在9#樁上產(chǎn)生的剪力和彎矩圖 z方向（即垂直于主滑面方向）的推力在9#樁上產(chǎn)生的剪力和彎矩圖 樁的屈服區(qū)均在滑面所處的位置，最大屈服區(qū)深度小于樁厚度的1/2且處于拉應(yīng)力狀態(tài)，屬于拉屈服。

48、7#樁內(nèi)sy最大拉應(yīng)力值約為2.10MPa, 最大壓應(yīng)力約為3.80Mpa，位于樁與滑面交界處，具體位置見附圖2-90。 9#樁內(nèi)sy最大值約為2.68MPa，最大壓應(yīng)力約為7.73MPa，位于樁與滑面交界處，具體位置見附圖2-90。 x方向的推力在7#樁上產(chǎn)生的總推力約為8126KN，樁底剪力為4526KN。在樁下側(cè)最大彎矩為15948KN.m，在靠近推力一側(cè)樁底的最大彎矩為12926KN.m。 z方向的推力7#樁上產(chǎn)生的總推力約為1105KN，樁底剪力為1105KN。在靠近推力一側(cè)樁底的最大彎矩為10113KN x方向的推力在9#樁上產(chǎn)生的總推力約為5914KN，樁底剪力為4114KN。在

49、樁背離推力一側(cè)最大彎矩為4112KN.m，在靠近推力一側(cè)樁底的最大彎矩為17385KN。 z方向的推力在9#樁上產(chǎn)生的總推力約為384KN，樁底剪力為384KN。在靠近推力一側(cè)樁底的最大彎矩為3327KN.m。 綜上所述，樁滿足抵抗邊坡下滑力和變形的要求，但樁內(nèi)拉應(yīng)力較大，切出現(xiàn)了拉屈服。這是由于進行有限元計算時未考慮樁的配筋作用，雖然配筋不能阻止樁體受拉區(qū)混凝土的開裂，但可以有效地限制裂縫的寬度和延伸，從而大大提高樁的承載能力。因此，在樁的設(shè)計中必須重視配筋計算。由于抗滑樁有扭轉(zhuǎn)效應(yīng)，需配置抗扭鋼筋，必要時適當(dāng)加大樁的截面尺寸。小 結(jié)采用加抗滑樁的加固方案，坡腳開挖后邊坡整體上基本是穩(wěn)定的，

50、但在坡腳開挖面處存在局部失穩(wěn)的可能性，尤其是蓄水后。此外坡頂也存在局部失穩(wěn)的可能性。開挖樁孔后，邊坡的最大合位移增量在崩塌堆積體頂部靠近陡崖處，最大合位移增量約為17.00cm，方向沿坡面向下且偏向上游側(cè)。開挖坡腳后，崩塌堆積體的開挖面最大合位移增量約為3.59cm，方向指向臨空面。抗滑樁以上堆積體最大合位移約為5.88cm，方向向下且偏向下游側(cè)。蓄水后，處于水位面以下的崩塌堆積體最大位移增量約為10.00cm，方向向上且偏向坡頂。抗滑樁上側(cè)堆積體最大合位移增量約為4.81cm，方向沿坡面向下且偏向上游側(cè)。 地震作用下，抗滑樁上側(cè)的堆積體最大合位移增量約為5.04cm，方向沿坡面向下且偏向上游

51、側(cè)。抗滑樁下側(cè)的堆積體最大合位移增量約為1.38cm，方向指向坡腳。與天然狀態(tài)相比，開挖、蓄水和地震作用時邊坡內(nèi)的屈服區(qū)擴展不顯著，但屈服程度（即塑性應(yīng)變）有所增大。坡頂附近堆積體和開挖面附近堆積體的屈服區(qū)較大，堆積體中部和下部屈服區(qū)較小且主要分布在崩塌堆積體兩側(cè)。挖樁孔、挖坡腳、蓄水和地震作用對邊坡整體應(yīng)力分布和應(yīng)力水平影響不大。樁內(nèi)的拉應(yīng)力較大，而且出現(xiàn)了明顯的拉屈服區(qū)。建議根據(jù)實際情況采取配筋和增大樁的截面面積來改善樁的拉應(yīng)力狀況；由于布樁較多而且比較密集，樁孔開挖引起邊坡的變形較大，可能在成孔時誘發(fā)邊坡失穩(wěn)，建議間隔開挖成孔或分期開挖成孔。盡管加樁后邊坡整體上基本穩(wěn)定，但是從屈服區(qū)和變

52、形上可以看出，在坡頂屈服區(qū)較大在寬度和深度方向基本貫通，而且下部稍有擾動，坡頂變形都有較大的變形。因此，抗滑樁以上的堆積體存在局部失穩(wěn)的可能。在開挖面上屈服區(qū)較大，堆積體又是松散結(jié)構(gòu)，因此在開挖面也很容易出現(xiàn)局部失穩(wěn)。五、優(yōu)化加固方案的三維有限元分析與評價優(yōu)化后的加固方案幾何模型及有限元網(wǎng)格計算方案計算結(jié)果與分析小 結(jié)優(yōu)化加固方案編號斷面寬(mm)斷面高(mm)Z120004000Z220004000Z320004000Z430004000Z530005000Z630005000Z730005000Z830005000Z930005000Z1030005000Z1130005000Z12300

53、05000Z1330004000Z1420004000Z1520004000幾何模型及有限元網(wǎng)格 計算參數(shù)（略）計算工況及加載方案 分析在天然狀態(tài)下、施工期、運行期等情況下該邊坡的變形與穩(wěn)定性，考慮如下幾種計算工況及相應(yīng)的荷載。 工況一（天然工況）：自重荷載； 工況二（施工工況）：進水口邊坡開挖荷載施加網(wǎng)格梁(施加均勻的面力)下面一排樁基坑開挖荷載下面一排樁體的形成上面一排樁基坑開挖荷載上面一排樁體的形成 工況三（運行期）：正常運行工況(蓄水軟化+浮托力)； 計算上述各工況時，工況一的應(yīng)力結(jié)果作為工況二的初始應(yīng)力狀態(tài)，工況二的應(yīng)力狀態(tài)作為工況三的初始應(yīng)力狀態(tài)。計算方案計算步驟 考慮合理地模擬施

54、工過程及上述計算工況要求，進行有限元計算時，按下述步驟進行：1) 計算自重作用下邊坡的初始應(yīng)力狀態(tài)；2) 進水口開挖，開挖面施加網(wǎng)格梁，計算出開挖引起邊坡的位移變化、應(yīng)力分布變化等；3) 計算開挖下面一排樁基坑后邊坡的應(yīng)力狀態(tài)及變形；4) 考慮下面一排樁混凝土自重，計算邊坡的應(yīng)力狀態(tài)及變形；5) 計算開挖上面一排樁基坑后邊坡的應(yīng)力狀態(tài)及變形；6) 考慮上面一排樁混凝土自重，計算邊坡的應(yīng)力狀態(tài)及變形；7) 考慮正常蓄水，蓄水位以下堆積體的軟化及浮托作用，計算邊坡的位移變化、應(yīng)力分布變化等；計算結(jié)果與分析位移分析開挖坡腳時崩塌堆積體的變形規(guī)律 由于開挖坡腳削弱了堆積體的抗滑穩(wěn)定能力，開挖面附近巖體

55、向臨空面方向變形，崩塌堆積體有明顯的變形。從附圖5-15-9可以看出，由坡腳開挖引起的崩塌堆積體變形規(guī)律為： 坡腳開挖后，崩塌堆積體主要表現(xiàn)為沿滑床向下滑移變形?？够瑯渡蟼?cè)堆積體的增量位移方向為向坡下且偏向上游側(cè)。由于坡腳的開挖卸荷，在堆積體和基巖開挖面上的增量位移均指向開挖臨空面方向。 最大合成位移增量在靠近下游側(cè)堆積體靠近陡崖的部位，最大合成位移增量約為17.46cm，其中x方向的位移增量約為9.69cm, y方向的位移增量約為-14.15cm, z方向的位移增量約為-3.28cm。開挖面上崩塌堆積體的最大合成位移增量為為3.95cm，增量位移指向臨空面，其中x方向的位移增量為1.50cm

56、,y方向的位移增量約為-2.76cm, z方向的位移增量為為-2.40cm。開挖樁孔時崩塌堆積體的變形規(guī)律 由于開挖樁孔削弱了滑面的抗滑能力，引起樁孔上側(cè)的崩塌堆積體下滑移，從而推動堆積體向下滑移。從附圖5-105-25可以看出，由于開挖樁孔引起崩塌堆積體的變形規(guī)律為：由于在樁孔上側(cè)的堆積體受下游側(cè)的地勢高于上游側(cè)因素的影響，樁孔上側(cè)崩塌堆積體的增量位移方向為沿坡面向下且偏向上游側(cè)。樁孔下側(cè)崩塌堆積體的增量位移方向為沿坡面指向坡底。該邊坡的滑移變形屬于推移式，開挖下面一排樁的樁基坑時，由開挖樁孔引起的最大合位移增量在崩塌堆積體靠近陡崖的部位，最大合位移增量約為11.24cm。其中x方向的位移增

57、量約為7.03cm， y方向的位移增量為-8.50cm，z方向的位移增量約為-2.14cm。 開挖上面一排樁的樁基坑時，由開挖樁孔引起的最大合位移增量在崩塌堆積體靠近陡崖的部位，最大合位移增量約為6.20cm。其中x方向的位移增量約為4.11cm， y方向的位移增量為-4.44cm，z方向的位移增量約為-1.37cm。 由于開挖上面一排樁基坑時，下面的抗滑樁已經(jīng)澆筑形成，在開挖上面一排樁孔時已起抗滑作用，因此盡管兩次開挖樁基坑的開挖量相差不大，但第二次開挖引起的崩塌體變形明顯變小。此外，我們還計算兩排樁同時開挖的模擬分析，同時開挖的位移為21.32cm，比分兩次開挖的累積位移大3.684cm，

58、因此分排開挖樁基坑施工較為合理，同時建議開挖同一排樁孔時還應(yīng)考慮間隔施工。正常蓄水時崩塌堆積體的變形規(guī)律 由于水庫正常蓄水后對正常水位以下巖體強度軟化和浮托作用，降低了滑面的抗滑能力，導(dǎo)致邊坡滑移變形。從附圖5-2634可以看出，蓄水引起的崩塌堆積體變形規(guī)律為：與前面工況相似，抗滑樁上側(cè)崩塌堆積體的增量位移方向為向下且偏向上游側(cè)。由于水浮托作用，正常蓄水位以下的堆積體的位移方向表現(xiàn)為斜向上。最大合位移增量在正常蓄水位以下接近正常蓄水位處表面，最大合成位移增量約為8.82cm。其中x方向的位移增量為0.34cm，y方向的位移增量為8.81cm，z方向的位移增量為-0.11cm。正常蓄水位以上堆積

59、體局部最大位移增量靠近陡崖的部位，約為7.90cm. 其中x方向的位移增量為6.65cm， y方向的位移增量為-4.00cm，z方向的位移增量為-1.48cm。附圖5-35 開挖坡腳時邊坡內(nèi)主滑面上的第一主應(yīng)力等值線圖（單位:Pa） 附圖5-36 開挖坡腳時邊坡內(nèi)主滑面上的第三主應(yīng)力等值線圖（單位:Pa )應(yīng)力分布規(guī)律附圖5-39 開挖下面一排樁腳時邊坡內(nèi)主滑面上的第一主應(yīng)力等值線圖（單位:Pa） 附圖5-40 開挖下面一排樁腳時邊坡內(nèi)主滑面上的第三主應(yīng)力等值線圖（單位:Pa )附圖5-43 開挖上面一排樁腳時邊坡內(nèi)主滑面上的第一主應(yīng)力等值線圖（單位:Pa） 附圖5-44 開挖上面一排樁腳時邊

60、坡內(nèi)主滑面上的第三主應(yīng)力等值線圖（單位:Pa） 附圖5-47 正常蓄水時邊坡內(nèi)主滑面上的第一主應(yīng)力等值線圖（單位:Pa） 附圖5-48 正常蓄水時邊坡內(nèi)主滑面上的第三主應(yīng)力等值線圖（單位:Pa） 從應(yīng)力分布圖可以看出邊坡內(nèi)應(yīng)力分布規(guī)律為：邊坡內(nèi)應(yīng)力水平隨埋深的增加而增大。坡腳和樁孔的開挖都在地表，該處的地應(yīng)力水平比較低，而且開挖量也較小，因此開挖對邊坡的整體應(yīng)力分布影響很小。從附圖5-35、5-36、5-39、5-40、5-43、5-44可以明顯看出只在開挖處附近應(yīng)力分布略有改變。蓄水對邊坡的應(yīng)力分布影響很小，只是處于水位線以下崩塌堆積體及其附近基巖的應(yīng)力水平略為降低。屈服情況 崩塌堆積體的屈