【文章內(nèi)容簡介】 3 SECT11剖面正常運行 +地震工況 k= 圖 226 SECT22剖面正常運行工況 k= 圖 225 SECT22剖面正常運行 +地震 工況 k= 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 215所示（ P30）。由表 215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 ，其余輔助滑面的安全系數(shù)均大于 。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、 S 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）。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 227～圖 230和表 216(Pg32)所示。 由圖 227～圖 229和表 216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 45m以內(nèi)。 由 圖 230和表 216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 ,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=）大于 ，而 S0、 S2及 SECT22剖面的安全系數(shù)均小于 ，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。 S2剖 面S0剖 面S1剖 面圖 227～ 圖 229 圖 230 抗滑樁以下堆積體局部圓弧滑面 S11剖 面4 7 5 . 0YS2剖面蓄水后蓄水后蓄水前X4 7 5 . 0YXX蓄水后蓄水前S22剖 面S0剖面蓄水后X蓄水前YY蓄水前小 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 ~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 ，滑動的可能性不大 。 但是蓄水對邊坡穩(wěn)定性的影響顯著 ，各滑面的穩(wěn)定安全系數(shù)大都小于 , 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 c Φ KN/m3 KN/m3 KN/m3 MPa KPa 176。 塊石 (高程 以下 ) 21 11 10 0 碎石土、坡積物( ) 3 5 滑 面 35 基 巖 5000 1100 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 ， 開挖后邊坡的穩(wěn)定安全系數(shù)分別為 。 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 31 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 32 天然狀態(tài)下開挖引起邊坡變形的位移矢量圖 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 ，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個方面： ① 二維計算中沒有三維結(jié)構(gòu)的鎖口效應(yīng)； ② 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)； ③ 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 33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 35 天然條件下開挖后第二主應(yīng)力矢量等值線圖 附圖 536 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 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 36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 , 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 ， 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) Φ (176。 ) 塊石堆積體 10 0 33 上 游 接 觸 面粘 土（ 層面 ） 5 20 18 下游接觸面碎石夾土 10 0 26 基巖 5000 1100 C35的混凝土 31500 2870 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； 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 。其中 x方向的位移增量約為 ， y方向的位移增量為 ， z方向的位移增量約為 ?？梢姡繕犊淄瑫r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 。 抗滑樁上側(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 ， 方向沿坡面背離開挖面向下 ， 其中x方向的位移增量約為 , y方向的位移增量約為 , z方向的位移增量約為 。 開挖面上崩塌堆積體的最大合成位移增量為為 ， 增量位移指向臨空面 ， 其中 x方向的位移增量為 ,y方向的位移增量約為 , z方向的位移增量為為 。 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