滑坡體的穩(wěn)定性、產生破壞的機理和破壞方式研究—以某工程為例目錄TOC\o"1-3"\h\u13414第一章緒論 223801.1研究背景及意義 2119091.2國內外研究現狀 4168391.2.1邊坡穩(wěn)定性研究現狀 4294861.2.2預應力錨桿支護結構研究現狀 64221.3主要研究內容 94191.4技術路線 101324第二章邊坡穩(wěn)定性分析和預應力錨桿支護基本原理 1079392.1邊坡破壞形式的分類 105974（1）圓弧破壞形式 11839（2）折線破壞形式 113427（3）平面破壞形式 1224375（4）傾倒破壞形式 1219317（5）楔體破壞形式 1228092.2巖石強度理論分析 138692.2.1經典強度理論 13271752.2.2莫爾強度理論 1499832.2.3格里菲斯強度理論 14147382.3預應力錨桿簡介 1544072.3.1預應力錨桿的組成 15235792.3.2預應力錨桿的支護原理 16179612.3.3預應力錨桿支護的應用范圍 17100522.4預應力作用下圍巖分區(qū)破裂力學判據的構建 1726580南京某滑坡工程地質條件概況及其邊坡穩(wěn)定性分析 18300613.1研究地區(qū)工程地質條件 18117643.1.1地理位置 18130183.1.2水文、氣象 19249363.1.3地形地貌 1910063.1.4地層巖性 2081943.1.5地質構造 21220813.1.6工程地質條件 2150543.1.7水文地質條件 22316213.2研究地區(qū)邊坡基本特征 22247443.2.1研究地區(qū)邊坡地貌形態(tài)以及邊界特征 2292883.2.2邊坡巖體巖性特征 24263643.2.3潛在地質災害類型 255373.2.4邊坡威脅對象 2590303.3研究地區(qū)邊坡穩(wěn)定性影響因素 25214123.3.1內在因素 2511663.3.2外在因素 26293613.4潛在滑坡破壞模式分析 264307第四章滑坡穩(wěn)定性計算 27315434.1FLAC3D數值方法介紹 27128964.1.1FLAC3D簡介 2771304.1.2FLAC3D計算的數學力學原理 2773564.2三維數值模型的建立及應力應變分析 30254904.2.1邊坡模型參數選取 30282404.2.2未削坡邊坡模型在不同工況下的數值模擬分析 31156904.2.3削坡未治理邊坡模型在不同工況下的數值模擬分析 3871514.2.3削坡并治理邊坡模型在不同工況下的數值模擬分析 464536第五章結論 54240355.1結論 542242參考文獻 55第一章緒論1.1研究背景及意義邊坡（sideslope），一般指的是在道路地基兩側，具有一定的坡度，來保證道路地基穩(wěn)定的坡面[1]。邊坡通常作用于強度較低，巖性較差，表層被風化剝落的土質或巖質邊坡以及易風化或風化破碎的堅硬巖石層邊坡上。邊坡具有穩(wěn)定土壤和保護斜坡，防止雨水侵蝕，保持地表及地下水土平衡，保持道路地基和坡面的安全穩(wěn)定等功能作用。根據形成原因，邊坡一般分為兩大類：人工邊坡和天然邊坡。人工邊坡是通過人類活動進行改造形成的，又可以細分為開挖邊坡和堤壩邊坡等。天然邊坡則是在地質歷史過程中由于構造運動和風化剝蝕等作用形成的，沒有經過人為改造的邊坡。將邊坡通過物質組成這一因素進行分類可以使其分為土體邊坡，巖體邊坡，以及巖、土體復合邊坡三種邊坡類別。而將邊坡按照穩(wěn)定程度來進行分類，則可以分為穩(wěn)定邊坡、不穩(wěn)定邊坡，以及極限平衡狀態(tài)邊坡這三種邊坡類別[2]。在一定的地形和地質條件下，如果由于各類外界因索（例如人類活動、降水、地震、地質活動等）的變化，使邊坡原本具有的力學平衡體系被破壞，構成邊坡的巖土體就會沿著一定的軟弱面發(fā)生部分或整體的下滑。與土體相比，巖體由于具有更加復雜的結構構造和組成形式，造成了巖質邊坡相較于土質邊坡的物質組成和結構形式更加復雜多變，進而會形成各種不同類型的破壞模式。圖1.1治理前裸露的邊坡隨著社會經濟的不斷發(fā)展，各式各樣的巖土工程和地質工程都在進行。而很多工程都會與邊坡相關。而邊坡工程中，滑坡災害已經成為影響經濟和社會的可持續(xù)發(fā)展以及人民的生命財產安全的突出問題之一，成為地質工程領域研究的重點。巖體是一個復雜的地質體，它的組成有各類的結構面網絡和大小各異的巖石塊。由于巖體組成相較于土體更為復雜，所以目前人們并不能完全研究透徹巖質邊坡的失穩(wěn)機制，只能定性研究巖質邊坡的破壞形式，并簡單分析影響其破壞的因素。對于巖質邊坡發(fā)生滑移的機理，進行的基礎研究工作數量也較少。主要原因有：巖體內的裂隙和節(jié)理數量巨大且分布較為不規(guī)則，這些分布不規(guī)則的裂隙節(jié)理有構成了復雜多變的結構網絡，進而將巖體分割為不連續(xù)體。因此，想運用一套較為合理的理論和計算方法來分析評價巖體的各類物理力學性質，需要進行大量的工作且效果較為有限。隨著科技水平的不斷進步，以定性和半定量分析為主的穩(wěn)定性分析方法已不能滿足人們的需求，工程人員往往希望通過了解滑坡產生的機理來對邊坡的穩(wěn)定性做出更為深刻的評價，從而對邊坡失穩(wěn)做出更加科學合理的判斷和更為準確的預測，進而提出有效的治理方法。因此，對滑坡的滑動機制進行調查分析，對邊坡的穩(wěn)定性進行評估，對邊坡發(fā)生滑移的因素進行研究，并對發(fā)生滑坡的可能性進行準確、及時地預警，對穩(wěn)定性不達標的邊坡提出經濟有效的防治措施，對滑坡災害產生的各種損失進行有效合理的減少甚至規(guī)避，與人民的生命財產安全和社會的健康可持續(xù)發(fā)展密切相關，其現實意義非常重要。圖1.2高陡巖石邊坡1.2國內外研究現狀1.2.1邊坡穩(wěn)定性研究現狀巖質邊坡的穩(wěn)定性分析是巖體物理力學研究中的重要組成部分之一。巖體力學的發(fā)展時間較短，一般認為形成于20世紀50年代。20世紀60年代開始，巖體力學進入飛速發(fā)展階段，完整巖塊和被結構面切割的巖體的性質差異被國內外的巖體力學工作者廣泛認識到，于是人們開始進行對巖體的研究。邊坡問題研究的最早階段，一般的分析過程為：分析地質條件，研究變形現象，計算巖體物理力學性質。隨著邊坡分析研究的不斷發(fā)展，分析過程也發(fā)生了變化。如今已經變?yōu)椋悍治鲎冃螜C理，對邊坡進行定性與定量的評價，對邊坡進行預測、控制和反饋。如今滑坡問題和邊坡穩(wěn)定性問題已是一脈相承，密不可分。在邊坡穩(wěn)定性分析中，最早的地質工程人員著重于對滑坡的定性描述和分析，從邊坡的工程地質條件和水文地質條件等方面入手，對邊坡進行描述和分類，并由此進行邊坡穩(wěn)定性的分析與評價。這類研究方法俗稱地質歷史分析法。隨著科技技術的不斷發(fā)展，人們對邊坡的認識和分析研究也不斷地深入。谷德振院士于1983年出版的《巖體工程地質力學基礎》中，根據巖體結構等因素，提出了邊坡實體比例投影法等邊坡研究新方法，使邊坡穩(wěn)定性有了更加科學準確的定性判斷研究方法[4]。由于邊坡失穩(wěn)事故的頻繁發(fā)生，人們需要并進行了大量的總結和分析，發(fā)現邊坡的破壞是一個快速的變形和破壞過程，導致人們集中精力研究邊坡的內部物理力學強度變化，將工程地質定性分析和物理力學定量分析進行有機結合。由此產生了邊坡穩(wěn)定性極限平衡法，邊坡穩(wěn)定性分析進一步發(fā)展。由于巖土力學的發(fā)展，領域內已經出現了各類條分法，邊坡定性計算方法得到了極大地豐富與提高。在研究邊坡破壞過程和機理時，張倬元等人在2009年出版的《工程地質分析原理》中，分析了地應力對邊坡變形破壞的影響，提出了邊坡漸進破壞的觀點，并分析建立了邊坡形變和破壞的基本的巖體物理力學模型[5]。有效地結合了巖體物理力學分析和工程地質條件分析，提供了能有有效針對邊坡破壞中的應力情況進行分析研究的新型模式，也對邊坡的研究和發(fā)展起到了推動作用。隨著各類科學技術的發(fā)展，數值分析理論，電子計算機技術和物理模擬分析技術等前沿先進技術不斷應用和發(fā)展，邊坡變形破壞過程的機理分析也不斷前進。如今，邊坡穩(wěn)定性分析已經從定性分析轉變?yōu)閿抵的M和定量分析，并在此基礎上建立并結合仿真模型與概念模型，全方位進行監(jiān)測和反饋分析，全面分析研究邊坡穩(wěn)定性的各類因素。數值計算法：電子計算機技術的快速發(fā)展，為各類復雜的工程問題提供了較為快速且準確地數值計算方法,其結果通常都能在實際上工程得到滿足。在巖土工程實例中,巖土體的幾何形狀一股都是不規(guī)則的,且其物理性狀具有未均質性和非線性的,運用傳統的計算方法進行各種分析計算，求出的結構往往誤差較大。而采用數值計算方法通常能得到較為滿意的結果。運用數值計算方法對邊坡的穩(wěn)定性問題進行分析己成為該問題的研究中不可分割的一部分,該方法在邊坡穩(wěn)定性的計算中具有以下優(yōu)點:1)邊坡具有較為復雜的地質環(huán)境和邊界條件,數值計算法可以較為便捷的對這些問題進行求解；2)數值計算法可以將邊的變形破環(huán)過程以直觀的方式模擬出來,稱為設計師和工程師對邊坡問題分析的有力依據；3)數值計算法能結合巖土體的破壞準則,對邊坡的其實破壞部位和破環(huán)過程進行確定和分析；4)運用數值計算法分析邊坡穩(wěn)定性的影響因索是極為方便的,如地震作用、地下水滲流等。隨著各種復雜問題在巖土工程中的出現,數值計算方法也得到了進一步的深化和完善。1.2.2預應力錨桿支護結構研究現狀20世紀初,隨著采礦行業(yè)的發(fā)展,礦山開采過程中對其進行錨桿支護，時錨固技術被最早應用。在后來的幾十年的時間內,錨桿加固技術迅速發(fā)展,被廣泛地應用于各個工程領域同時,錨固技術在滑坡災害治理、深基坑支護等工程中迅速幅起。錨桿支護結構是一種新型的支護結構，它以巖土錨固技術為基礎。相比于傳統的邊坡加固技術，錨桿支護技術具有大量的有點,如：工程造價相對較低、高度不受各種因素限制、施工方便、穩(wěn)定性較好等優(yōu)點,在邊坡支護工程中發(fā)揮了重要的作用。在實際的邊坡工程中,預應力錨桿已經得到了非常廣泛地應用,然而其設計依據及計算方法卻遠遠落后于工程實段。圖1.3錨桿實拍圖（1）邊坡錨桿錨固機理錨桿的主要功能是將工程施工開挖后所形成的臨空巖體與更深部位相對定的基巖錨固在一起,使臨空面與深部穩(wěn)定基巖在錨桿的連接組合下達到穩(wěn)定。錨桿由組成材料的受力特點,最具突出的功能是用來作為深入巖土體內部的連接構件,在施工中常選取錨桿的其中一端與工程構筑物連接,另一端放入鉆孔中,通過工程實際需求所對應的水泥秒漿將其與基巖粘結,按常規(guī)標準可以將一根完整的錨桿分為頭、自由段和錨固段三個部分。通常情況下錨頭延伸出巖土體外部一定長度,可以使用張拉機夾住錨頭對錨桿自由段施加相應預應力。錨桿的自由段是錨桿中距離地面較近的一段,通常該段不與地表接觸并且沒有水泥砂漿粘結,懸于鉆孔之中,常用塑料套管進行包裹防止銹蝕,其能夠將張拉機施加在錨頭處的巨大拉力通過錨桿自身的桿身段向桿與巖體內部的深處傳遞至錨固段。自由段具有傳導力的功能，能夠為錨桿施加預應力提供一個傳導力的通道。錨桿的錨固段則是通過作為粘結劑的水泥砂漿將錨桿端部,即錨桿距離地面最遠端與基巖黏結固結成整體的部分,錨固段將錨桿的端部運用水泥砂漿進行粘連對接，形成一個穩(wěn)定的錨固體,從而達到固定錨桿的作用,進而使自由段傳遞來的張拉機拉力不會將錨桿拔出,井且能夠通過錨固段有效地將傳遞的拉應力直接而不產生損失地傳遞到基巖當中,再基于巖士體對錨固段的反作用力,將桿描頭附近巖體整體性提高,減小巖體孕原加固松散土體。圖1.4錨桿結構圖巖體臨空面由于錨桿的粘結和抗力作用,巖體整體性能得到顯著提高,其原理是通過力學性質優(yōu)于巖土體的錨桿桿體傳遞并連接了來自外部預加的應力,使原本自然界中或工程過程中松散或充滿裂隙的巖士體能夠在錨桿提供的拉應力作用下,克服巖土體自身抗拉能力低下和受拉能力弱的缺點,從加固的外在形式來看,錨固就是將本身性質和穩(wěn)定性較差的巖體與相對具有較高強度和穩(wěn)定性質的基巖釘在一起,并由這種組合形式形成了聯合效應,是兩種材料的性質相互融合提升了各自物理力學性質的不足,從而限制了巖土體趨于脫離滑動或破壞的趨勢、而錨桿加固巖體的實質是通過錨桿錨頭與錨固段之間作用力與反作用力,將錨頭與錨固段間巖土體擠壓貼合,從而達到巖體裂隙被壓縮提高了裂隙之問的粘聚力,増大了摩擦力,即提高了巖體中裂隙面兩側巖體的粘聚力和內摩擦角,最終達到錨桿、砂漿、基巖、危巖這幾個部分組合形成一個新的材料,類似于復合材料的復合體。（2）巖體錨固實驗研究進展LutzL、Hanson、Goto等[6-8]對荷載通過桿件傳輸到填充體的物理力學機制進行了研究。研究得出，約束力在錨桿和填充體發(fā)生破壞時發(fā)揮了最主要的作用。而錨桿和填充體之間的摩擦阻力在兩者被破壞或發(fā)生相對位移時發(fā)揮了最主要的作用。研究表明,摩擦阻力與錨桿表面的粗糙程度為正比例關系,并且隨著灌漿體的剪切膨脹,摩擦阻力不斷變大,剪切強度也增加。Heytt等[9]對錨桿承載力的影響因索做了大量的試驗研究。研究表明,主要影響因索為水泥砂漿特性,其中水灰比對錨桿承載力的影響尤為突出。樸龍澤[10]對豐滿電站混凝土重力壩進行了分析，并對其中的預應力錨索工程進行了細致的分析研究,將有限元法插入結合到理論分析方法,深入研究分析了錨桿錨固段的應力分布特點,將得到的試驗結果與Mohr-Coulomb破壞準則相結合,提出符合實際工程的錨桿的設計長度值。程良奎[11]對巖土工程中的錨固技術進行了深層次的研究,其中,以深基坑實際工程為例測定了拉力型錨桿的錨固段的粘結應研究表明粘結應力隨張拉力的加大,其峰值向錨固段的遠端移動,且分布極不均勻,主要分布在錨固段的前端該研究為錨固技術的發(fā)展提供了較為全面的理論依據和監(jiān)測數據。尤春安[12]深入分析了了錨固系統應力傳遞機制理論，將錨固系統受力特征作為主要依據,并對其應用進行展開探討,運用理論分析、數值模擬和實驗相結合的方法對錨桿桿體所受剪切力及其影響因索進行了研究。賈金青等[13]基于有限差分法和極限平衡理論，分析研究了預應力錨桿支護基坑的破壞模式,并將結果與同條件下的土釘支護結構進行對比。結果表明該支護方法適用于深基坑的支護,在實際工程中具有優(yōu)越性。韋離得等[14-15]用有限元度折試法對桿的計算模型進行了化設計,考慮到壁摩阻力對錨桿的影響;編制出相應的程序,對該模型進行模擬,并將研究結果應用于錨桿邊坡支護的設計方案中。馮玉國等[16]將穩(wěn)健設計和結構優(yōu)化設計相結合,對預應力錨案抗滑樁結構進行了穩(wěn)健優(yōu)化設計,該方法使頂應力錨索抗滑性結構既能在工程的設計階段保證質量的穩(wěn)健性,又能使優(yōu)化設計更好地解決工程條件中變量多、帶約東條件的相關問題,邊坡支護結構的穩(wěn)健優(yōu)化設計是現代設計的發(fā)展趨勢。周勇等[17]提出了摩擦型灌漿錨桿抗拔力的改進方法。根據研究顯示,由錨土作用抗撥力和錨桿埋深以上土體提供的抗拔力兩部分共同組成了錨桿總的抗拔力,將這兩部分抗拔力進行公式推導,能夠得出錨固體系總抗拔力的計算公式,其值相較于傳統求解方法要大,對工程實踐具有一定的指導意義。韓愛民等[18]對預應力錨桿框架梁結構結合工程實際進行了數值模擬、試驗研究及變換參數的分析,對該結構加固邊坡的力學效應等問題展開系列的探討,結果表明,預應力錨桿的支護體系的形變有三個較大的影響因素，分別為固間距，錨固角和錨固預應力。何思明[19]提出了高切坡超前預應力錨索支護結構的設計新方法,該文章認為超前預應力錨索支護對邊坡的變形有一定的約束作用,可以維持邊坡的穩(wěn)定。同時對超前支護預應力錨索的作用機制以及存在的問題進行了研究,為超前支護預應力錨索的設計提供了理論基礎。目前對預應力描桿的理論研究已発很多了,對其基本原理也有了比較清晰的認識,邊坡的穩(wěn)定性問題是頂應力錨桿支護邊坡的工程設計中極其關鍵的部分,以上這些研究為頂應力錨桿加固邊坡提供了理論依據,為邊坡穩(wěn)定性的求解提供了更優(yōu)化、更簡便的方法。1.3主要研究內容本文針對已有巖質邊坡穩(wěn)定性分析方法的不足，結合南京某滑坡的工程案例，對滑坡體的穩(wěn)定性、產生破壞的機理和破壞方式開展研究。主要研究內容如下：（1）收集南京某滑坡體的相關地質資料，深入了解該地地形地貌、地層巖性、工程地質條件和水文地質條件等，分析坡面和巖層層面的產狀。（2）針對邊坡可能發(fā)生的破壞形式，選取潛在滑動面，計算邊坡的各類穩(wěn)定系數。（3）運用FLAC3D軟件，建立南京此滑坡體的數值模型，分別模擬在天然條件下、暴雨條件下。爆破條件下坡體的變形以及失穩(wěn)過程，分析邊坡滑移破壞形式和破壞機理。（4）根據分析和計算結果，對南京此滑坡體提出相應的防護措施和治理措施。并分析進行防護治理后，分別在天然條件下，暴雨條件下，爆破條件下邊坡的穩(wěn)定性。（5）得出結論，進行展望。1.4技術路線本文的技術路線如圖1.3所示。南京某邊坡穩(wěn)定性評價和治理工程研究南京某邊坡穩(wěn)定性評價和治理工程研究工程邊坡穩(wěn)定性研究研究地區(qū)工程地質條件查找和閱讀參考文獻資料收集和現場勘查建立邊坡模型地理位置水文地質條件工程地質條件地質構造地層巖性水文、氣象地形地貌邊坡巖體特征邊坡破壞形式邊坡結構分析邊坡穩(wěn)定性分析計算結論提出治理措施治理后穩(wěn)定性分析邊坡破壞模式分析圖1.3南京某邊坡穩(wěn)定性評價和治理工程研究技術路線圖第二章邊坡穩(wěn)定性分析和預應力錨桿支護基本原理2.1邊坡破壞形式的分類針對邊坡的破壞模式，人們已進行了大量的研究。如果邊坡破壞的模式分析錯誤，即使再精確地設計和計算、再先進的設備也無法對邊坡施工進行科學合理的規(guī)劃設計。確定邊坡的破壞形式是分析邊坡的穩(wěn)定性的根本和前提，邊坡的破壞模式是邊坡破壞形態(tài)和破壞機理的外在表現，只有確定了邊坡的破壞形式，才能分析出邊坡破壞的本質。對邊坡穩(wěn)定性分析時，若避開對邊坡破壞模式的選擇，或者直接忽略，這樣的盲目的分析得到的結果是極具風險的，或者在工程施工中造成不必要的損失。邊坡是人類是生存環(huán)境中極其重要的一部分，也是工程建設中極其重要的組成部分。越來越多邊坡問題的出現，引起工程建設者越來越多的關注和重視邊坡的設計和建設，因此，對于邊坡的研究也在不斷深化。近百年來，隨著科研工作者對邊坡大力地研究，邊坡破壞模式的研究也得到了很大地突破和發(fā)展，目前，已經由邊坡簡單的破壞模式逐漸向復雜的破壞模式過渡和進一步的發(fā)展。[20]邊坡變形破壞具有各式各樣的表現形式。除了對其進行理論研究以外，還需要對各類已存在邊坡的實例進行整理分析和歸納總結。邊坡地質條件是決定邊坡破壞模式的主要因素。在坡面以下一定范圍內的巖土體稱為坡體結構[21]。坡體結構的三個要素：結構面、工程地質巖組和臨空面共同構成坡體結構的地質基礎，其主要作用就是控制滑動面所處的位置和形狀，對邊坡破壞模式的確立起著重要的作用。一般土質邊坡而言，其物理力學特性在坡體中分布較為均勻，所以邊坡破壞模式也較為簡單，比較常用的主要有以下幾種形式：（1）圓弧破壞形式在以圓弧破壞為破壞模式的邊坡中，其實際的滑動面與柱面相接近，因此進行分析和計算時，通常將滑動面理想化成為一個圓柱面，截面呈圓弧形或近似圓弧形。這種破壞模式常常用于對松散碎裂巖體、頁巖巖體邊坡、均質粘性土土坡或者厚層雜填土等巖土類介質中，即在碎裂結構邊坡或散體結構邊坡中較為常見。圓弧破壞模式以一種較為典型的邊坡破壞方式常常出現在國內外各種巖土類工程實例中，如位于遼寧省撫順煤田西部的西露天礦，在其北幫斷層破碎帶曾多次發(fā)生圓弧滑動破壞。（2）折線破壞形式折線破壞模形式通常出現在土體的下部存在不規(guī)則的可能滑動面或兩個及以上的不連續(xù)面的邊坡中，其走向大體平行于坡面。如在坡積土層中，其土體的下部，通常為基巖或硬土層，邊坡滑裂面多呈折線形。折線破壞為土體內累積的滑坡推力超過了折線滑裂面上累積的抗剪強度，從而造成的邊坡破壞。因此，確定好折線滑裂面上抗剪強度指標是對邊坡進行穩(wěn)定分析的關鍵。對基于折線破壞模式的邊坡進行穩(wěn)定性評價時，通常采用《巖土工程勘察規(guī)范》中的不平衡力法對其進行分析。（3）平面破壞形式平面破壞形式一般在順層巖質邊坡或存在軟弱結構面的非層狀巖質邊坡中出現，其走向大體上與坡面平行，破裂面的傾角比坡面的傾角要小，同時比摩擦角要大，平面模式的破壞形態(tài)為：上部存在不穩(wěn)定的巖層，并沿層狀結構面呈下滑趨勢。巖體內部剪應力在自重作用下大于層面結構面的抗剪強度，從而導致邊坡的不穩(wěn)定而做順層滑動。因此，在存在這種破壞模式的邊坡中，設計好滑裂面的抗剪強度對邊坡的穩(wěn)定性是極為重要的。由于在實際邊坡中幾乎不能同時滿足平面破壞發(fā)生的全部幾何條件，所以發(fā)生平面破壞是較為少見的。但巖土工程師經常把平面破壞模式當作楔體破壞模式中的一種特殊情況來分析，這種分析方式在復雜邊坡體系的分析中具有一定的參考價值。（4）傾倒破壞形式這種破壞模式主要在堅硬塊狀邊坡或柱狀巖質邊坡中較為常見，其走向大體與邊坡走向一致。邊坡發(fā)生傾倒破壞的條件可由對一個置于斜坡面上的巖塊是否發(fā)生失穩(wěn)現象的討論得到。假設該斜坡面上粘聚力為0，即阻止巖塊沿斜坡面下滑的力只有摩擦力，則有以下結論：當斜坡面上巖塊的重力矢量W落于巖塊底邊內時，若斜面傾角大于內摩擦角，巖塊將產生滑動趨勢；若巖塊的高度值大于底邊長度值時，重力矢量W可能落在巖塊底邊外，則巖塊發(fā)生傾倒。傾倒破壞模式包括彎曲傾倒破壞、巖塊式傾倒破壞和巖塊彎曲復合式傾倒破壞三種模式。（5）楔體破壞形式當巖石楔體沿兩個不連續(xù)面的交線發(fā)生下滑時所產生的破壞模式即為楔體破壞模式，楔體破壞模式常發(fā)生于塊狀巖體中，而在土質邊坡中卻極少發(fā)生。在對平面破壞模式的介紹中已提到平面破壞模式為該種破壞模式的一個特例，控制好楔體滑動的條件便是要按要求嚴格的對不連續(xù)面交線的傾伏角和內摩擦角進行設計。2.2巖石強度理論分析巖石強度理論是有關巖石破壞機理的理論，可以認為是在某種或組合應力狀態(tài)下巖石產生破裂的判據。由于巖石成因與成分以及所處工程地質環(huán)境的不同，巖石的破壞特性也相應地會發(fā)生變化。2.2.1經典強度理論（1）最大拉應力理論該理論認為，巖石發(fā)生破壞的原因在于作用在巖石上的應力大于某一定值。它適用的前提條件是巖石介質處于單向受力狀態(tài)。判別巖石破壞與否的公式：σt＜[σ]（2.1）式中：σt為圍巖所產生的拉應力；[σ]為圍巖的屈服應力。（2）最大拉應變理論該理論以屈服應變值作為判別準則，其與上述最大拉應力理論的基本思想一致，即當巖石的應變大于此屈服應變值時，巖石將會發(fā)生破壞。判別表達式如下所示：εt＜[ε]（2.2）式中：εt為圍巖所產生的拉應變；[ε]為圍巖的屈服應變。（3）最大剪應力理論該理論是一個適用于復雜應力狀態(tài)下的強度理論，其認為：當作用在巖石某個面上的極值剪應力滿足極限應力狀態(tài)時巖石發(fā)生破壞。其判別條件為：（2.3）式中：τ1，τ2，τ3為作用在巖石某一個面上的剪應力；σ1，σ2，σ3分別為巖石所受的最大主應力，中間主應力，最小主應力。（4）最大應變能理論材料在靜水壓力條件下是不會發(fā)生破壞的，只有當材料的形狀改變能達到式（2.4）時，材料才能夠發(fā)生破壞。（2.4）式中：U為圍巖的形狀改變能即偏應力所產生的能量；μ為圍巖的泊松比；E為圍巖的彈性模量。然而，上述理論對于巖石而言也并非完全適用。2.2.2莫爾強度理論莫爾強度理論有如下結論：僅在簡單的應力狀態(tài)下，巖石不會發(fā)生破壞。而巖石在受到不同的剪切應力和法向應力共同作用時，巖石會失去其承載能力，最終會被破壞。也就是說，只有當巖石所受的剪切應力和法向應力達到某個表面可以承受的最大值時，巖石才會發(fā)生剪切破壞，并且該剪切破壞必定沿著此巖石的破裂面發(fā)生。基于這種破壞特征，該理論做出以下兩種假設：巖石承受的主應力的方向近似就是其斷裂面的方向；巖石的強度值受到它所承受的最小和最大主應力大小的影響。因此，莫爾強度理論將縱坐標設置為剪切應力，將橫坐標設置為法向應力，建立了以莫爾應力圓表示的直角坐標系。極限應力圓上的一個點，代表著巖石破壞表面上的某一組法向應力和剪切應力極限應力。在此直角坐標軸上，理論上有無數個極限應力圈和與之對應的應力破壞點，將所有應力破壞點連成線，該條曲線稱為莫爾包絡線，或稱為莫爾強度線。2.2.3格里菲斯強度理論格里菲斯同樣對巖石強度進行了研究。他發(fā)現許多的微裂紋存在于脆性材料的內部。脆性材料破裂破壞的原因就是由于外力的作用，導致這些微裂紋受力發(fā)生形變，導致材料內部的穩(wěn)定性發(fā)生改變，進而使材料產生宏觀上的變形與破壞。格里菲斯強度理論對于脆性材料的認知可以概括為以下內容：（1）材料內部本身就存在微小裂紋，這些微小裂紋數量巨大而且分布具有隨機性。一般用橢圓形模型來表示這些微小裂紋。伴隨著外力的作用，微裂紋產生應力，并且應力集中分布在其端部附近。當尖端所能承受的能量達到材料的極限強度時，微裂紋將開始發(fā)展擴張。而巖石本身就是一種帶有原始缺陷（內部存在微裂隙）的介質，巖石內部存在大量的微裂隙，因此在外力作用下同樣會發(fā)生破壞。（2）裂紋隨著外部荷載的逐漸變大，將順著與最大拉應力垂直的方向擴張。單軸壓縮試驗中巖石產生劈裂破壞的實質在于裂紋尖端作用著最大拉應力，最大壓應力垂直于單軸壓縮應力那么裂紋就會沿著平行于單軸壓縮應力的作用方向進行擴展。（3）格里菲斯理論認為，外部荷載產生的能量滿足新的裂紋形成條件時裂紋開始擴展，如式（2.5）：（2.5）式中：[σt]為裂紋所受最大拉應力；為裂紋的過剩自由能；c1為橢圓（裂紋）長半軸的長度。2.3預應力錨桿簡介2.3.1預應力錨桿的組成預應力錨桿的組成有由錨固段、自由段以及錨頭三部分。圖2.1預應力錨桿結構示意圖錨頭處于錨桿的外露端，預應力錨桿與基礎通過錨頭來進行連接，預應力施加在錨頭部分，然后錨頭將預應力傳遞到錨桿上，同時也向錨固段傳導錨固力。自由段為錨桿上的一部分，自由端本身不進行注漿，其連接了錨頭和錨固段，起到一個彈性變形的作用，利用該特性便實現了對錨桿施加預應力的作用。一般將自由段埋入非穩(wěn)定巖土體的內部，自由段是自由的，可以進行伸縮，因此預應力作用于巖土體中，約束錨固了整個非穩(wěn)定巖土體，使其能夠變?yōu)榉€(wěn)定狀態(tài)。錨固段位于錨桿的底部，需要進行注漿處理，一般埋深在潛在滑裂面外的穩(wěn)定土體之中，通過注漿形成的砂漿棒將錨固力向穩(wěn)定地層傳遞。面層一般采用鋼筋混凝土材料，也可以采用木質材料，或者木板與鋼筋混凝土組合面層結合材料，一般根據工程的施工情況和巖土體的物理性能決定。它是錨桿支護體系中很重要的一部分。預應力錨桿就是通過錨頭、錨固段和自由段，將錨桿所承受的拉力傳遞到被加固的巖土體上的。大量試驗表明，錨桿的錨固段與砂漿之間的握裹力不是沿錨固段均勻分布的，而是以某種曲線的形式分布。若錨固段長度足夠長，那么這種粘結力在接近錨固段的端部時就會變小，甚至消失為零，因此，預應力錨桿的錨固段應具有較為合理的長度值。2.3.2預應力錨桿的支護原理在巖土工程中，巖土錨固的基本原理為通過錨桿周圍巖土體的抗剪強度來對結構物的拉力進行傳遞并使土體開挖臨空面維持自身穩(wěn)定的狀態(tài)[22]。借助于預應力錨桿的使用，對加固地層產生壓應力，對其起到支護加固作用。預應力錨桿加固土體的效果比較明顯，主要表現在以下幾個方面：（1）預應力錨桿的使用，使土體強度得到顯著地提高，力學性能也得到明顯地改善；（2）預應力錨桿的使用，使結構與土體緊密的連接在一起，這兩部分形成一個整體，從而可以有效地增強整體的承受力和剪力；（3）預應力錨桿的使用，明顯提高潛在滑動面上巖土體的抗剪強度，進而使邊坡的穩(wěn)定性得到提高。在巖土工程錨桿支護的相關問題中，錨桿支護的作用機制一直被廣泛關注。隨著對預應力錨桿的應用越來越廣泛和對錨桿的研究逐漸加深，對錨桿支護作用機理的研究已經有了諸多成效，目前總結出被普遍認可的錨桿支護作用機理有五種作用，分別為：圍巖補強作用、擠壓加固、組合梁作用、減跨作用以及懸吊作用。2.3.3預應力錨桿支護的應用范圍使用預應力錨桿支護方式的工程較多，其應用范圍較廣，主要表現為以下幾種不同性質的支護方式。（1）臨時性支護：臨時性支護主要適用于地下結構支護或高層建筑工程。其中，預應力錨桿支護體系中的面板可以使用木板。（2）永久性支護：這種支護主要適用于邊坡工程和隧洞工程。如對城市地區(qū)的建筑邊坡進行加固，對公路、鐵路的路塹邊坡進行加固，對隧道洞口挖方工程進行加固等。這種支護采用垂直或近乎垂直的開挖方式，使開挖量達到最小值，公路用地也有效地減少了。（3）原有支護結構二次加固：這種支護主要適用于對邊坡擋土擋石結構的加固。在已經存在的，具有潛在危險或者已失效的擋土擋石結構中，運用錨桿對其進行二次加固，使擋土結構保持整體穩(wěn)定性。2.4預應力作用下圍巖分區(qū)破裂力學判據的構建由于受到最大承壓力的作用，在彈塑性界面上的巖體產生了徑向的拉伸變形，并達到了其極限應變，從而裂縫張拉擴展，圍巖向著自由面進行位移，形成了“偽自由表面”，進而引起圍巖應力發(fā)生變化，導致其應力再次重分布，再次出現“偽自由表面”。以此為核心，結合格里菲斯強度理論進行判別確定分區(qū)破裂范圍。圍巖在第k個支承壓力線作用下形成第k個圍巖塑性區(qū)，此時徑向應力為：（2.6）式（2.6）中：σt為圍巖的抗拉伸強度，pk為彈塑性界面上巖石所受的支撐反力，和分別為支護后圍巖第k+1個和第k個塑性分區(qū)的半徑。（2.7）式中：m和s為固定系數，其大小與巖石類型和完整性有關；為圍巖進行支護后的第k個破裂分區(qū)的內徑；τs為洞室圍巖抗剪強度，其值為：（2.8）式中：τs和c0分別為圍巖的巖峰值抗剪強度和初始內聚力。σc為圍巖在預應力錨桿作用下的切向抗壓強度，其大小為：（2.9）式中：圍巖強度提高，ce為等效內聚力，φe為等效內摩擦角。圍巖在預應力的作用下，等效內聚力為：（2.10）式中：cb為錨桿的內聚力；c0為圍巖的初始內聚力，φ0為圍巖的初始內摩擦角；n為錨桿布置的條數（密度）；σ為巖土體在錨桿預應力作用下產生的拉應力。第三章南京某滑坡工程地質條件概況及其邊坡穩(wěn)定性分析3.1研究地區(qū)工程地質條件3.1.1地理位置本文研究地區(qū)邊坡位于南京市棲霞區(qū)燕子磯附近8路公交場站東側，其地理位置坐標為：東經118°48′51″，北緯32°08′45.93″。具體地理位置位置如圖3.1，衛(wèi)星影像如圖3.2。圖3.1研究地區(qū)地理位置圖圖3.2研究地區(qū)衛(wèi)星影像圖3.1.2水文、氣象南京屬于北亞熱帶季風候,氣候濕潤溫和,四季分明,雨量適中。研究地區(qū)屬寧鎮(zhèn)山脈，地表水系較為不發(fā)育。3.1.3地形地貌研究地區(qū)位于寧鎮(zhèn)山脈西北部的丘崗洼谷地區(qū)，距長江約650m。研究地區(qū)所在地地勢較為平緩，邊坡走向約為北北東方向，還把平均高約10-20m。坡腳有一塊石擋墻，墻高3.5m左右，墻頂以上邊坡傾斜程度大約27°，標高以上邊坡傾斜程度大約40°。截止此文寫作時，邊坡已經采用錨桿結構加固治理完成。圖3.3研究地區(qū)基巖地質圖3.1.4地層巖性（1）前第四紀地層南京地區(qū)區(qū)域地層隸屬揚子地臺地層區(qū)的下揚子地層分區(qū)。研究地區(qū)及周邊區(qū)域下覆地層主要是白堊系上統浦口組。（2）第四紀地層受地理、環(huán)境等各類因素的影響，研究地區(qū)及其周邊地區(qū)第四系發(fā)育不完全，僅見上更新統地層。圖3.4研究地區(qū)地質構造縮略圖3.1.5地質構造區(qū)域大地構造位置屬揚子準地臺下揚子臺褶帶,褶皺、斷裂構造發(fā)育無大型斷裂帶分布。3.1.6工程地質條件根據所查區(qū)域地質資料及工程鉆探情況，研究地區(qū)工程地質地層可劃分為3個大層：第一層為素填土層，第二層為粉質粘土，第三層為礫巖。該治理區(qū)工程地質剖面分析如表3.1所示。表3.1地質剖面分析描述表剖面地質剖面分析描述①素填土顏色呈灰黃色，較為濕潤，土質松散，以粉質粘土為主，含有少量小石子和腐植物，淺部部分含有植物根莖，揭露層厚度大約為0.6-1.3m。②粉質粘土顏色呈黃褐色，可塑性較強，韌性及干強度中等，切面較為光滑，土質較均勻，部分含少量鐵質錳質結核。砂質粉質顆粒含量較高。厚度大約2.6-5.1m。③-1強風化礫巖顏色呈磚紅色、灰黃色，巖石結構基本已被破壞，風化成都高，呈碎石狀，原礦物成分主要成分為石英、長石等，局部為方解石、白云石，礫狀結構，層狀構造，礫石含量約為10%-20%，粒徑約為1.0-2.0cm，局部大于5cm。③-2中風化礫巖顏色呈磚紅夾灰白色，巖芯較為完整，呈短柱-中長柱狀。裂隙發(fā)育一般，礦物成分主要為石英、長石等，局部為方解石、白云石，礫狀結構，層狀構造，膠結多為鐵質、泥質或鈣質膠結，膠結程度較好。3.1.7水文地質條件地下水主要賦存于砂若裂隙中,主要的補給來源為大氣降水,主要的排泄方式水平逕流和垂直蒸發(fā)。由于巖體節(jié)理裂隙發(fā)育,完整性差,雨水順著節(jié)理裂隙下滲侵蝕,已經形成幾條很大的裂縫。3.2研究地區(qū)邊坡基本特征3.2.1研究地區(qū)邊坡地貌形態(tài)以及邊界特征研究地區(qū)處于山丘山崗地段，西側為燕子磯8路公交場站規(guī)劃建設用地，東側為山丘，最大高程+46m，地形起伏較大。工作區(qū)邊坡最大高程+24m，最小高程為11.8m，工作區(qū)東側邊坡（即+23m—+24m以上邊坡）已采用錨桿結構支護完成。工作區(qū)邊坡高差13m，由北向南逐漸抬高，坡腳為塊石擋墻，墻高3~4m（墻頂標高+18.5m~+18.7m），墻頂以上邊坡坡度近25°~30°。邊坡呈“L”形平面分布，累計長度約85m，圖3.5坡腳塊石擋墻經現場調查，坡腳擋墻總體穩(wěn)定，只見部分擋墻勾縫砂漿剝落。隨著8路圖3.6研究地區(qū)削坡前坡面剖面圖圖3.7研究地區(qū)削坡治理后坡面剖面圖公交場站的建設，場地設計標高低于現狀標高0.5~2m不等，屆時開挖將直接影響坡腳擋墻的穩(wěn)定，邊坡存在滑坡隱患。3.2.2邊坡巖體巖性特征根據外業(yè)現場調查、測量以及勘探鉆孔展示，結合內業(yè)巖土試驗資料等進行綜合分析，得出邊坡坡體組成物質從上而下依次主要為填土、粉質粘土、強風化礫巖、中風化礫巖。對其進行綜合敘述，如表3.2所示。表3.2巖土體巖性特征表巖土層巖土體巖性特征①填土顏色呈灰黃色，中較為濕潤松散，主要成分為粉質粘土，含有少量的石子和腐殖物，淺部部分可見植物根莖，揭露層厚約0.6~1.3m。坡腳、邊坡表層均有分布。②粉質粘土顏色呈黃褐色，可塑性較強，韌性及干強度中等，切面較為光滑，土質較均勻，部分含少量鐵質錳質結核。砂質粉質顆粒含量較高。厚度大約為2.6~5.1m，區(qū)內大部分區(qū)域均有分布。③-1強風化礫巖顏色呈磚紅色、灰黃色，巖石結構基本已被破壞，風化成都高，呈碎石狀，原礦物成分主要成分為石英、長石等，局部為方解石、白云石，礫狀結構，層狀構造，礫石含量約為10%-20%，粒徑約為1.0-2.0cm，局部大于5cm。③-2中風化礫巖顏色呈磚紅夾灰白色，巖芯較為完整，呈短柱-中長柱狀。裂隙發(fā)育一般，礦物成分主要為石英、長石等，局部為方解石、白云石，礫狀結構，層狀構造，膠結多為鐵質、泥質或鈣質膠結，膠結程度較好。3.2.3潛在地質災害類型研究地區(qū)內后期需要進行工程建設，場地向下進行開挖，場地標高低于現標高約0.5m~2m不等，坡腳擋墻存在失穩(wěn)的可能性，導致邊坡存在滑坡災害的隱患。3.2.4邊坡威脅對象勘研究地區(qū)規(guī)劃項目建設以及后期使用過程中，邊坡緊鄰公交場站，若邊坡出現失穩(wěn)，發(fā)生滑坡地質災害，將會直接影響坡腳附近人員車輛的安全，也會對后期公交場站運營時管理用房、乘客及公交車輛安全造成嚴重威脅。3.3研究地區(qū)邊坡穩(wěn)定性影響因素地形地貌、地層巖性、結構是滑坡形成的基礎條件，氣候降雨、人類工程活動等外在因素往往是促進其發(fā)展的誘導因素。本次燕子磯8路公交場站東側邊坡滑坡地質災害影響因素主要體現在以下幾方面：3.3.1內在因素（1）地形地貌條件燕子磯8路公交場站東側邊坡所處地貌類型為崗地，現狀邊坡最大高差為13m，邊坡上部坡度較緩一般25~30°，下部坡度陡立。坡腳建房曾對坡腳進行一定程度切坡，采用漿砌塊石擋墻支護，后期場地下挖將使得擋墻失效，相當于無支護陡立臨空面，對邊坡穩(wěn)定性造成不利影響。（2）坡體巖性特征和地層結構邊坡主要由下蜀組粉質粘土組成，粉質粘土具有遇水弱膨脹、抗剪強度降低、重度增加等特性，坡體易產生滑動。3.3.2外在因素（1）坡腳開挖根據燕子磯8路公交場站建設規(guī)劃要求，場地下挖深度0.5—2m，屆時坡腳擋墻將失去支擋作用，形成自由無約束的臨空面，直接導致邊坡失穩(wěn)。（2）雨水沖刷侵蝕降雨對滑坡的形成以及穩(wěn)定性的影響主要表現在大暴雨或持續(xù)降雨。雨季的暴雨及持續(xù)時間較長的降雨滲入坡體，使邊坡的抗滑能力降低，同時也減小了邊坡巖土體的抗剪強度；同時降水滲入，使坡體的自重力增加，從而使邊坡的下滑力更大，加劇邊坡的變形和滑坡地質災害的發(fā)生。綜合分析，邊坡存在地質災害隱患既包括自然因素也包括人為因素，其中人為因素為主要誘發(fā)因素。3.4潛在滑坡破壞模式分析通過現場調查以及綜合分析，棲霞區(qū)燕子磯8路公交場站東側邊坡主要由粉質粘土、強風化礫巖組成，地質災害類型為滑坡災害，坡腳開挖等人類活動對邊坡的穩(wěn)定性產生了不利的影響，在強降雨的作用下，邊坡容易產生滑動破壞。根據該邊坡的坡體物質結構組成分析，滑坡的破壞模式為發(fā)生于均質土體中的圓弧滑動。

第四章滑坡穩(wěn)定性計算4.1FLAC3D數值方法介紹4.1.1FLAC3D簡介FLAC(

Fast

Lagrangian

Analysis

of

Continua)是由美國

ITASCA國際集團公司(Itasca

International

Inc.)研發(fā)推出的連續(xù)介質力學分析軟件，是該公司旗下最知名的軟件系統之一。FLAC目前已在全球七十多個國家得到廣泛應用,在國際土木工程(尤其是巖土工程)學術界和工業(yè)界享有盛譽。程序算法的起源可以追湖到20世紀6年代,距今已經有近60年歷史。FLAC3D核心開發(fā)者為離散元之父Peter

Cundall博士,目前是美國工程院院士和英國工程院院士。在世界范圍內,FLAC/FLAC3D已經成為巖土工程及相關行業(yè)數值模擬的主流產品,在邊披、基坑、隧道、地下洞室、采礦、能源及核廢料存儲等領域得到廣泛的應用。軟件可以計算巖土體在各種外荷載作用下產生的變形、應力、穩(wěn)定性,尤其擅長計算巖土體破壞后的大變形和峰后特性等問題。同時,在非線性動力計算、本構模型二次開發(fā)和多場耦合等方面,軟件也提供了專業(yè)的解決方案。20世紀90年代,我國部分高校和科研院所開始引進該軟件,目前該軟件已經逐漸成為巖土工程界影響最為深遠的專業(yè)軟件之一。4.1.2FLAC3D計算的數學力學原理（一）顯式有限差分法在有限差分法中、一般將微分方程的基本方程組和邊界條件都近似地改用差分方程(代數方程)來表示,即:由空間離散點處的場變量(應力、位移)的代數表達式代替。這些變量在單元內是非確定的,從而把求解微分方程的問題改換成求解代數方程的問題。相反?有限元法則需要場變量(應力、位移)在每個單元內部按照某些參數控制的特殊方程產生變化。公式中包括調整這些參數以減小誤差項和能量項。有限差分法和有限元法都產生一組待解方程組。盡管這些方程是通過不同方式推導出來的,但兩者產生的方程是一致的。另外,有限元程序通常要將單元矩陣組合成大型整體剛度矩陣,而有限差分則無需如此,因為它相對高效地在每個計算步距重新生成有限差分方程。在有限元法中,常采用隱式、矩陣解算方法?而有限差分法則通常采用“顯式”時間遞步法解算代數方程。彈性力學中的差分法是建立有限差分方程的理論基礎。首先對求解區(qū)域進行剖分,取正整數M和N，?=LM為空間步長，τ=TN為時間步長，用兩簇平行直線x=xi，0≤i≤M和t=tk，0≤k≤N將Ω分割成長方形網絡，引入網格節(jié)點：（xi，tk）,用uik表示函數u(x,t)在節(jié)點（xi定義uik為方程在網格點（xi，t定義二階中心差分算子和一階差分算子。在點（xi，t；（4.1）；（4.2）；（4.3）；（4.4）將（4.3）和（4.4）相減然后除以h，可得；（4.5）令，結合（4.1），（4.2）和（4.5）可得其中。整理上述個方程可得顯式差分格式為（4.6）對于，當時，其顯示格式是穩(wěn)定的，截斷誤差為。（二）強度折減法隨著計算機性能的不斷提高,采用強度折減技術進行邊坡的穩(wěn)定性分析逐漸成為數值模擬及實際工程研究的重點。結合有限差分法的強度折減法較傳統的方法具有以下優(yōu)點：(1)能夠對具有復雜地形、地質的邊坡進行計算；(2)考慮了巖土體的本構關系,以及變形對應力的影響；(3)能夠模擬邊坡的破壞過程及其滑移面形狀(通常由剪應變增量或者位移增量確定滑移面的形狀和位置)；(4)能夠模擬巖土體與支護結構(超前支護、錯桿、錯索、土釘等)的共同作用;(5)求解安全系數時,不需要假定滑移面的形狀,也無需進行條分。強度折減法中邊坡穩(wěn)定的安全系數定義為:使邊坡剛好達到臨界破壞狀態(tài)時,對巖土體的抗剪強度進行折減的程度,即定義安全系數為巖土體的實際抗剪強度與臨界破壞時的折減后剪切強度的比值。強度折減法通常應用于安全系數的計算,它是通過逐步減小材料的強度使邊坡達到極限平衡狀態(tài)來實現的。對于

Mohr-coulomb破壞準則來說,安全系數F根據下面的方程來定義:（4.7）（4.8）式（4.7）和（4.8）中：為折減后的粘聚力；為粘聚力；為折減后的內摩擦角；為內摩擦角；為折減系數。調整巖土體強度指標黏聚力和內摩擦角,然后對邊坡穩(wěn)定性進行數值分析,通過不斷增加折減系數,進行一系列的計算直至邊坡達到臨界破壞狀態(tài),這時候得到的折減系數即為安全系數F。4.2三維數值模型的建立及應力應變分析4.2.1邊坡模型參數選取（1）巖土物理力學參數表4.1邊坡巖土層模型參數層號巖土名稱天然重度飽和重度天然狀態(tài)飽和狀態(tài)錨固體與地層粘結強度（KPa）(g/cm3)(g/cm3)C（kPa）φ（°）C（kPa）φ（°）①素填土（18.0）（18.5）/////②粉質粘土17.919.0（45.2）（15.5）30.214.0（80）③強風化礫巖（19.0）（19.5）（15.0）（27.0）（10.0）（25.0）（110）④中風化礫巖（23.0）（24.0）//（2665）（46.3）（900）（2）土石可挖性分級根據相關規(guī)范，對本場地巖土層進行土石可挖性分級如表5-2。表4.2土石可挖性分級層號巖土名稱主要工程地質特征土石等級①素填土中壓縮性低強度、非均質Ⅱ②粉質粘土中高壓縮性低強度、非均質Ⅱ③-1強風化礫巖中壓縮性低強度、非均質Ⅳ③-2中風化礫巖中高強度基巖Ⅵ4.2.2未削坡邊坡模型在不同工況下的數值模擬分析根據圖3.5的典型剖面，建立FLAC3D邊坡模型，如圖4.1所示。研究邊坡最大高程約為24.81m，最小高程約為13.92m，邊坡累計長度約為21.5m。圖4.1邊坡治理前FLAC3D模型研究邊坡未削坡時的地層共分為四層，其中1為填土，對應模型中紅色部分；2為粉質黏土，對應圖中綠色部分；3-1為強風化泥質粉砂巖，對應圖中藍色部分；3-2為中風化粉砂巖，對應圖中青色部分。研究邊坡下半部分存在一處擋土墻，對應圖中紫色部分。（一）自然工況圖4.2邊坡地應力分布模型地應力初始方向向下，根據研究邊坡的平均體積來計算，研究邊坡未削坡時的地應力分布模型如圖4.2所示。最上層的松散填土，地應力向上且近似為零，基本可以忽略。越向下地應力越大，在坡頂向下約20m（海拔約6m）處，地應力達到最大，數值約為7.1038×105Pa。圖4.3邊坡總位移分布模型研究邊坡的位移模型如圖4.3所示。最大位移發(fā)生在坡頂向下約5m—15m的部分，最大位移量為2.3733×10?2m。由此向兩端及向下位移量逐漸減小。從坡頂地表向下約5m處，巖土已經基本不會發(fā)生位移。擋土墻處位移較小，能夠起到擋土防滑的作用。圖4.4邊坡豎向應力分布模型根據邊坡的平均體積來計算，研究邊坡未削坡時的豎向應力分布模型如圖4.4所示。地表出露部分的豎向應力最小，最小值為3.1275×102Pa。越向下豎向應力大小越大。在距坡頂0—10m，地下埋深15m—20m（海拔約6m）處的豎向應力最大，最大可達4.2756×10圖4.5邊坡豎向位移研究邊坡未削坡時的豎向位移模型如圖4.5所示。位移趨勢為：從坡體中部向坡體兩端位移逐漸變小，從地表向地底位移逐漸變小。最大位移發(fā)生在坡頂向下約5m—15m的部分，最大位移量為1.8649×10?2m。從坡頂地表向下約圖4.6邊坡水平應力分布模型根據邊坡的平均體積來計算，研究邊坡未削坡時的水平應力分布模型如圖4.6所示。地表至埋深2m處，水平應力近似為0。越向下水平應力越大，在距坡頂0—5m，地下埋深15m—20m（海拔6m左右）處水平應力達到最大，最大水平應力為1.4074×105P圖4.7邊坡水平位移分布模型研究邊坡未削坡時的水平位移模型如圖4.7所示。擋土墻頂部填土向外擴散，水平位移量最大，最大為1.8031×10?2m。距坡頂10m—15m處水平位移相對較大，可達1.5000×10?2m。坡頂、坡腳處以及邊坡地表向下5（二）暴雨工況圖4.8邊坡平均地應力分布模型地應力初始向下壓，根據研究邊坡的平均體積來計算，研究邊坡未削坡時的地應力分布模型如圖4.8所示。最上層的松散填土，地應力近似為零，基本可以忽略。越向下地應力越大，在坡頂向下約20m（海拔約6m）處，地應力達到最大，數值約為7.1031×105圖4.9邊坡總位移分布模型研究邊坡的位移模型如圖4.9所示。最大位移發(fā)生在坡頂向下約5m—15m的部分，最大位移量為2.8477×10?2m。由此向兩端及向下位移量逐漸減小。從坡頂地表向下約圖4.10邊坡豎向應力分布模型研究邊坡未削坡時的豎向應力分布模型如圖4.10所示。地表出露部分的豎向應力最小，最小值為2.7174×102Pa。越向下豎向應力大小越大。在距坡頂0—10m，地下埋深15m—20m（海拔約6m）處的豎向應力最大，最大可達4.2752×10圖4.11邊坡豎向位移分布模型研究邊坡未削坡時的豎向位移模型如圖4.11所示。位移趨勢為：從坡體中部向坡體兩端位移逐漸變小，從地表向地底位移逐漸變小。最大位移發(fā)生在坡頂向下約5m—15m的部分，最大位移量為2.1598×10?2m。從坡頂地表向下約圖4.12邊坡水平應力分布模型研究邊坡未削坡時的水平應力分布模型如圖4.12所示。地表至埋深2m處，水平應力近似為0。越向下水平應力越大，在距坡頂0—5m，地下埋深15m—20m（海拔6m左右）處水平應力達到最大，最大水平應力為1.4073×105P圖4.13邊坡水平位移分布模型研究邊坡未削坡時的水平位移模型如圖4.13所示。擋土墻頂部填土向外擴散，水平位移量最大，最大為2.2736×10?2m。距坡頂13m—14m處水平位移相對較大，可達2.0000×10由以上分析可得，研究邊坡削坡之前在自然狀態(tài)下和暴雨狀態(tài)下的位移量均較小，在邊坡工程位移監(jiān)測規(guī)范的允許值范圍內。根據計算可得，研究邊坡天然狀態(tài)下的安全系數為1.383，暴雨狀態(tài)下的安全系數為1.314，均處于《建筑邊坡工程技術規(guī)范》中規(guī)定的邊坡穩(wěn)定性安全系數的規(guī)范標準內。由此可見，研究邊坡在未削坡時處于較為安全穩(wěn)定的狀態(tài)。擋土墻能夠起到防止邊坡產生滑坡坍塌的作用。4.2.3削坡未治理邊坡模型在不同工況下的數值模擬分析根據實際工程需要，按照燕子磯8路公交場站的建設規(guī)劃要求，場地向下進行開挖，下挖深度0.5—2m不等，屆時開挖也將影響坡腳擋土墻的穩(wěn)定。根據圖3.7，研究地區(qū)削坡治理后坡面剖面圖所示，運用FLAC3D建立模型，如圖4.14所示。研究邊坡削坡后的最大高程約為24.81m，最小高程約為13.92m，邊坡累計長度約為21.5m。圖4.14邊坡削坡后FLAC3D模型研究邊坡地層共分為四層，其中1為填土，對應模型中紅色部分；2為粉質黏土，對應圖中綠色部分；3-1為強風化泥質粉砂巖，對應圖中藍色部分；3-2為中風化粉砂巖，對應圖中青色部分。（一）自然工況圖4.15平均應力分布模型地應力初始方向向下，在天然狀態(tài)下，研究邊坡削坡后未進行治理的地應力分布模型如圖4.15所示。最上層的松散填土和粉質黏土地應力近似為零，基本可以忽略。越向下地應力越大，在坡頂向下約20m（海拔約6m）處，地應力達到最大，最大主應力可達7.0523×105圖4.16邊坡總位移分布模型在天然狀態(tài)下，研究邊坡削坡后未進行治理的總位移分布模型如圖4.16所示。最大位移為6.3014×10?1m，發(fā)生在距坡頂約10m處（削坡位置的起點處）的地表出露部分。在距坡頂5m—15m處的地表出露部分發(fā)生的位移最大，向兩邊和向下位移逐漸減小，坡頂和坡腳處以及距地表深5圖4.17邊坡豎向應力分布模型削坡后邊坡的豎向應力分布模型如圖4.17所示。地表出露部分豎向應力近似為0，基本可以忽略。越向下豎向應力大小越大。在距坡頂0—5m，地下埋深15m—20m（海拔約6m）處的豎向應力最大，最大可達4.2479×105P圖4.18邊坡豎向位移分布模型削坡后邊坡的豎向位移分布模型如圖4.18所示。豎向位移集中分布在距坡頂3m—20m，埋深0—8m處，其余部分豎向位移近似為0。最大位移發(fā)生在距坡頂6m—8m，埋深0—2m處，最大位移為3.9135×10圖4.19邊坡水平應力分布模型削坡后邊坡的水平應力分布模型如圖4.19所示。地表至埋深2m處，水平應力近似為0。越向下水平應力越大，在距坡頂0—5m，地下埋深17m—20m處水平應力達到最大，最大水平應力為1.3939×105P圖4.20邊坡水平位移分布模型削坡后邊坡的水平位移分布模型如圖4.20所示。水平位移集中分布在距坡頂3m—20m，埋深0—8m處，其余部分豎向位移近似為0。其中最大位移發(fā)生在距坡頂15m—19m處，最大水平位移量為5.8287×10?1m。由此向兩邊，位移量逐漸減少。（二）暴雨工況圖4.21平均地應力分布模型地應力初始方向向下，在暴雨狀態(tài)下，研究邊坡削坡后未進行治理的地應力分布模型如圖和圖4.21所示。最上層的松散填土和粉質黏土地應力近似為零，基本可以忽略。越向下地應力越大，在坡頂向下約20m（海拔約6m）處，地應力達到最大，最大主應力可達7.0524×105圖4.22邊坡總位移分布模型在暴雨狀態(tài)下，研究邊坡削坡后未進行治理的總位移分布模型如圖4.22所示。最大位移為9.8615×10?1m，發(fā)生在距坡頂約10m處（削坡位置的起點處）的地表出露部分。在距坡頂5m—15m處的地表出露部分發(fā)生的位移最大，向兩邊和向下位移逐漸減小，坡頂和坡腳處以及距地表深5圖4.23.邊坡豎向應力分布模型削坡后邊坡的豎向應力分布模型如圖4.23所示。地表出露部分豎向應力近似為0，基本可以忽略。越向下豎向應力大小越大。在距坡頂0—5m，地下埋深15m—20m（海拔約6m）處的豎向應力最大，最大可達4.2480×105P圖4.24邊坡豎向位移分布模型削坡后邊坡的豎向位移分布模型如圖4.24所示。豎向位移集中分布在距坡頂3m—20m，埋深0—8m處，其余部分豎向位移近似為0。最大位移發(fā)生在距坡頂6m—8m，埋深0—2m處，最大位移為6.1288×10圖4.25邊坡水平應力分布模型削坡后邊坡的水平應力分布模型如圖4.25所示。地表至埋深2m處，水平應力近似為0。越向下水平應力越大，在距坡頂0—5m，地下埋深17m—20m處水平應力達到最大，最大水平應力為1.3939×105P圖4.26邊坡水平位移分布模型削坡后邊坡的水平位移分布模型如圖4.26所示。水平位移集中分布在距坡頂3m—20m，埋深0—8m處，其余部分豎向位移近似為0。其中最大位移發(fā)生在距坡頂15m—19m處，最大水平位移量為9.1273×10由以上分析可得，研究邊坡削坡之后未進行治理時在自然狀態(tài)下和暴雨狀態(tài)下的位移量均較大，超出了邊坡工程位移監(jiān)測規(guī)范的允許值范圍。根據計算可得，研究邊坡削坡之后未進行治理時天然狀態(tài)下的安全系數為1.017，暴雨狀態(tài)下的安全系數為0.963，均未達到《建筑邊坡工程技術規(guī)范》中規(guī)定的邊坡穩(wěn)定性安全系數的規(guī)范標準。由此可見，研究邊坡削坡之后未進行治理時處于失穩(wěn)狀態(tài)，存在一定的滑坡隱患，急需進行一定的防止措施。4.2.3削坡并治理邊坡模型在不同工況下的數值模擬分析由于邊坡處于失穩(wěn)狀態(tài)，故對邊坡進行治理。綜合考慮該邊坡特征、地層結構及巖土性狀等因素，建議對該潛在滑坡運用錨桿支護方式進行治理防護，具體方法如下：于整個坡面選用錨桿+格構護坡的方式對坡面進行加固，格構設置于坡面上，錨桿采用全長粘結型普通砂漿錨桿，錨固段長度根據設計計算確定且不小于4m。格構梁采用井字形布置，橫梁和縱梁節(jié)點處與錨桿相焊接，使錨桿格構成為整體結構，格構梁采用C30鋼筋混凝土結構，并于坡腳設置一道地梁。再次運用FLAC3D，建立研究邊坡坡進行錨桿支護后的邊坡模型，如圖4.27所示。邊坡高程及累計長度均與削坡后的邊坡相同。圖4.27削坡并進行錨桿支護后的邊坡模型研究邊坡地層共分為四層，其中1為填土，對應模型中紅色部分；2為粉質黏土，對應圖中綠色部分；3-1為強風化泥質粉砂巖，對應圖中藍色部分；3-2為中風化粉砂巖，對應圖中青色部分。Cable為錨桿模型，對應圖中黃色部分。Shell為錨桿支護的邊坡坡面部分，對應圖中深綠色部分。（一）自然工況圖4.28平均地應力分布模型地應力初始方向向下，在天然狀態(tài)下，研究邊坡削坡并進行錨桿支護處理后的平均地應力分布模型如圖4.28所示。最上層的松散填土和粉質黏土地應力近似為零，基本可以忽略。越向下地應力越大，在坡頂向下約20m（海拔約6m）處，地應力達到最大，最大主應力可達7.0580×105圖4.29邊坡總位移分布模型在天然狀態(tài)下，研究邊坡削坡并進行錨桿支護處理后的總位移分布模型如圖4.29所示。最大位移為5.5975×10?3m，發(fā)生在距坡頂約20m處（削坡位置的末尾處）的地表出露部分。在距坡頂5m—20m處的地表出露部分發(fā)生的位移最大，向兩邊和向下位移逐漸減小，坡頂和坡腳處以及距地表深5圖4.30邊坡豎向應力分布模型治理后邊坡的豎向應力分布模型如圖4.30所示。地表出露部分豎向應力最小，最小為1.8806×102Pa。越向下豎向應力大小越大。在距坡頂0—5m，地下埋深15m—20m（海拔約6m）處的豎向應力最大，最大可達4.2518×10圖4.31邊坡豎向位移分布模型治理后邊坡的豎向位移分布模型如圖4.31所示。豎向位移集中分布在距坡頂3m—20m，埋深0—5m處。最大位移發(fā)生在距坡頂6m—8m，埋深0—2m處，最大位移為2.0331×10?3m。向兩邊位移逐漸減小。坡腳處附近有向上隆起的傾向，最大位移量為5.5429×10圖4.32邊坡水平應力分布模型治理后邊坡的水平應力分布模型如圖4.32所示。地表至埋深2m處，水平應力近似為0。越向下水平應力大小越大，在距坡頂0—5m，地下埋深17m—20m（海拔約6m）處水平應力達到最大，最大水平應力為1.3946×105P圖4.33邊坡水平位移分布模型削坡后邊坡的水平位移分布模型如圖4.33所示。水平位移集中分布在距坡頂3m—20m，埋深0—5m處。其中最大位移發(fā)生在距坡頂15m—19m處，最大水平位移量為4.5164×10?3m。由此向兩邊，位移量逐漸減少。坡頂處及坡面向下5（二）暴雨工況圖4.34平均地應力分布模型地應力初始方向向下，根據研究邊坡的平均體積來計算，在暴雨狀態(tài)下，研究邊坡削坡并進行錨桿支護處理后的平均地應力分布模型如圖4.34所示。最上層的松散填土和粉質黏土地應力近似為零，基本可以忽略。越向下地應力越大，在坡頂向下約20m（海拔約6m）處，地應力達到最大，最大主應力可達7.0574×105圖4.35邊坡總位移分布模型在天然狀態(tài)下，研究邊坡削坡并進行錨桿支護處理后的總位移分布模型如圖4.35所示。最大位移為1.5096×10?2m，發(fā)生在距坡頂約20m處（削坡位置的末尾處）的地表出露部分。在距坡頂5m—20m處的地表出露部分發(fā)生的位移最大，向兩邊和向下位移逐漸減小，坡頂和坡腳處以及距地表深5圖4.36邊坡豎向應力分布模型治理后邊坡的豎向應力分布模型如圖4.36所示。地表出露部分豎向應力最小，最小為3.4713×101Pa。越向下豎向應力大小越大。在距坡頂0—5m，地下埋深15m—20m（海拔約6m）處的豎向應力最大，最大可達4.2514×10圖4.37邊坡豎向位移分布模型治理后邊坡的豎向位