【《滑坡体的稳定性、产生破坏的机理和破坏方式探析-以某工程为例》23000字】

滑坡体的稳定性、产生破坏的机理和破坏方式研究—以某工程为例目录TOC\o"1-3"\h\u13414第一章绪论 223801.1研究背景及意义 2119091.2国内外研究现状 4168391.2.1边坡稳定性研究现状 4294861.2.2预应力锚杆支护结构研究现状 64221.3主要研究内容 94191.4技术路线 101324第二章边坡稳定性分析和预应力锚杆支护基本原理 1079392.1边坡破坏形式的分类 105974（1）圆弧破坏形式 11839（2）折线破坏形式 113427（3）平面破坏形式 1224375（4）倾倒破坏形式 1219317（5）楔体破坏形式 1228092.2岩石强度理论分析 138692.2.1经典强度理论 13271752.2.2莫尔强度理论 1499832.2.3格里菲斯强度理论 14147382.3预应力锚杆简介 1544072.3.1预应力锚杆的组成 15235792.3.2预应力锚杆的支护原理 16179612.3.3预应力锚杆支护的应用范围 17100522.4预应力作用下围岩分区破裂力学判据的构建 1726580南京某滑坡工程地质条件概况及其边坡稳定性分析 18300613.1研究地区工程地质条件 18117643.1.1地理位置 18130183.1.2水文、气象 19249363.1.3地形地貌 1910063.1.4地层岩性 2081943.1.5地质构造 21220813.1.6工程地质条件 2150543.1.7水文地质条件 22316213.2研究地区边坡基本特征 22247443.2.1研究地区边坡地貌形态以及边界特征 2292883.2.2边坡岩体岩性特征 24263643.2.3潜在地质灾害类型 255373.2.4边坡威胁对象 2590303.3研究地区边坡稳定性影响因素 25214123.3.1内在因素 2511663.3.2外在因素 26293613.4潜在滑坡破坏模式分析 264307第四章滑坡稳定性计算 27315434.1FLAC3D数值方法介绍 27128964.1.1FLAC3D简介 2771304.1.2FLAC3D计算的数学力学原理 2773564.2三维数值模型的建立及应力应变分析 30254904.2.1边坡模型参数选取 30282404.2.2未削坡边坡模型在不同工况下的数值模拟分析 31156904.2.3削坡未治理边坡模型在不同工况下的数值模拟分析 3871514.2.3削坡并治理边坡模型在不同工况下的数值模拟分析 464536第五章结论 54240355.1结论 542242参考文献 55第一章绪论1.1研究背景及意义边坡（sideslope），一般指的是在道路地基两侧，具有一定的坡度，来保证道路地基稳定的坡面[1]。边坡通常作用于强度较低，岩性较差，表层被风化剥落的土质或岩质边坡以及易风化或风化破碎的坚硬岩石层边坡上。边坡具有稳定土壤和保护斜坡，防止雨水侵蚀，保持地表及地下水土平衡，保持道路地基和坡面的安全稳定等功能作用。根据形成原因，边坡一般分为两大类：人工边坡和天然边坡。人工边坡是通过人类活动进行改造形成的，又可以细分为开挖边坡和堤坝边坡等。天然边坡则是在地质历史过程中由于构造运动和风化剥蚀等作用形成的，没有经过人为改造的边坡。将边坡通过物质组成这一因素进行分类可以使其分为土体边坡，岩体边坡，以及岩、土体复合边坡三种边坡类别。而将边坡按照稳定程度来进行分类，则可以分为稳定边坡、不稳定边坡，以及极限平衡状态边坡这三种边坡类别[2]。在一定的地形和地质条件下，如果由于各类外界因索（例如人类活动、降水、地震、地质活动等）的变化，使边坡原本具有的力学平衡体系被破坏，构成边坡的岩土体就会沿着一定的软弱面发生部分或整体的下滑。与土体相比，岩体由于具有更加复杂的结构构造和组成形式，造成了岩质边坡相较于土质边坡的物质组成和结构形式更加复杂多变，进而会形成各种不同类型的破坏模式。图1.1治理前裸露的边坡随着社会经济的不断发展，各式各样的岩土工程和地质工程都在进行。而很多工程都会与边坡相关。而边坡工程中，滑坡灾害已经成为影响经济和社会的可持续发展以及人民的生命财产安全的突出问题之一，成为地质工程领域研究的重点。岩体是一个复杂的地质体，它的组成有各类的结构面网络和大小各异的岩石块。由于岩体组成相较于土体更为复杂，所以目前人们并不能完全研究透彻岩质边坡的失稳机制，只能定性研究岩质边坡的破坏形式，并简单分析影响其破坏的因素。对于岩质边坡发生滑移的机理，进行的基础研究工作数量也较少。主要原因有：岩体内的裂隙和节理数量巨大且分布较为不规则，这些分布不规则的裂隙节理有构成了复杂多变的结构网络，进而将岩体分割为不连续体。因此，想运用一套较为合理的理论和计算方法来分析评价岩体的各类物理力学性质，需要进行大量的工作且效果较为有限。随着科技水平的不断进步，以定性和半定量分析为主的稳定性分析方法已不能满足人们的需求，工程人员往往希望通过了解滑坡产生的机理来对边坡的稳定性做出更为深刻的评价，从而对边坡失稳做出更加科学合理的判断和更为准确的预测，进而提出有效的治理方法。因此，对滑坡的滑动机制进行调查分析，对边坡的稳定性进行评估，对边坡发生滑移的因素进行研究，并对发生滑坡的可能性进行准确、及时地预警，对稳定性不达标的边坡提出经济有效的防治措施，对滑坡灾害产生的各种损失进行有效合理的减少甚至规避，与人民的生命财产安全和社会的健康可持续发展密切相关，其现实意义非常重要。图1.2高陡岩石边坡1.2国内外研究现状1.2.1边坡稳定性研究现状岩质边坡的稳定性分析是岩体物理力学研究中的重要组成部分之一。岩体力学的发展时间较短，一般认为形成于20世纪50年代。20世纪60年代开始，岩体力学进入飞速发展阶段，完整岩块和被结构面切割的岩体的性质差异被国内外的岩体力学工作者广泛认识到，于是人们开始进行对岩体的研究。边坡问题研究的最早阶段，一般的分析过程为：分析地质条件，研究变形现象，计算岩体物理力学性质。随着边坡分析研究的不断发展，分析过程也发生了变化。如今已经变为：分析变形机理，对边坡进行定性与定量的评价，对边坡进行预测、控制和反馈。如今滑坡问题和边坡稳定性问题已是一脉相承，密不可分。在边坡稳定性分析中，最早的地质工程人员着重于对滑坡的定性描述和分析，从边坡的工程地质条件和水文地质条件等方面入手，对边坡进行描述和分类，并由此进行边坡稳定性的分析与评价。这类研究方法俗称地质历史分析法。随着科技技术的不断发展，人们对边坡的认识和分析研究也不断地深入。谷德振院士于1983年出版的《岩体工程地质力学基础》中，根据岩体结构等因素，提出了边坡实体比例投影法等边坡研究新方法，使边坡稳定性有了更加科学准确的定性判断研究方法[4]。由于边坡失稳事故的频繁发生，人们需要并进行了大量的总结和分析，发现边坡的破坏是一个快速的变形和破坏过程，导致人们集中精力研究边坡的内部物理力学强度变化，将工程地质定性分析和物理力学定量分析进行有机结合。由此产生了边坡稳定性极限平衡法，边坡稳定性分析进一步发展。由于岩土力学的发展，领域内已经出现了各类条分法，边坡定性计算方法得到了极大地丰富与提高。在研究边坡破坏过程和机理时，张倬元等人在2009年出版的《工程地质分析原理》中，分析了地应力对边坡变形破坏的影响，提出了边坡渐进破坏的观点，并分析建立了边坡形变和破坏的基本的岩体物理力学模型[5]。有效地结合了岩体物理力学分析和工程地质条件分析，提供了能有有效针对边坡破坏中的应力情况进行分析研究的新型模式，也对边坡的研究和发展起到了推动作用。随着各类科学技术的发展，数值分析理论，电子计算机技术和物理模拟分析技术等前沿先进技术不断应用和发展，边坡变形破坏过程的机理分析也不断前进。如今，边坡稳定性分析已经从定性分析转变为数值模拟和定量分析，并在此基础上建立并结合仿真模型与概念模型，全方位进行监测和反馈分析，全面分析研究边坡稳定性的各类因素。数值计算法：电子计算机技术的快速发展，为各类复杂的工程问题提供了较为快速且准确地数值计算方法,其结果通常都能在实际上工程得到满足。在岩土工程实例中,岩土体的几何形状一股都是不规则的,且其物理性状具有未均质性和非线性的,运用传统的计算方法进行各种分析计算，求出的结构往往误差较大。而采用数值计算方法通常能得到较为满意的结果。运用数值计算方法对边坡的稳定性问题进行分析己成为该问题的研究中不可分割的一部分,该方法在边坡稳定性的计算中具有以下优点:1)边坡具有较为复杂的地质环境和边界条件,数值计算法可以较为便捷的对这些问题进行求解；2)数值计算法可以将边的变形破环过程以直观的方式模拟出来,称为设计师和工程师对边坡问题分析的有力依据；3)数值计算法能结合岩土体的破坏准则,对边坡的其实破坏部位和破环过程进行确定和分析；4)运用数值计算法分析边坡稳定性的影响因索是极为方便的,如地震作用、地下水渗流等。随着各种复杂问题在岩土工程中的出现,数值计算方法也得到了进一步的深化和完善。1.2.2预应力锚杆支护结构研究现状20世纪初,随着采矿行业的发展,矿山开采过程中对其进行锚杆支护，时锚固技术被最早应用。在后来的几十年的时间内,锚杆加固技术迅速发展,被广泛地应用于各个工程领域同时,锚固技术在滑坡灾害治理、深基坑支护等工程中迅速幅起。锚杆支护结构是一种新型的支护结构，它以岩土锚固技术为基础。相比于传统的边坡加固技术，锚杆支护技术具有大量的有点,如：工程造价相对较低、高度不受各种因素限制、施工方便、稳定性较好等优点,在边坡支护工程中发挥了重要的作用。在实际的边坡工程中,预应力锚杆已经得到了非常广泛地应用,然而其设计依据及计算方法却远远落后于工程实段。图1.3锚杆实拍图（1）边坡锚杆锚固机理锚杆的主要功能是将工程施工开挖后所形成的临空岩体与更深部位相对定的基岩锚固在一起,使临空面与深部稳定基岩在锚杆的连接组合下达到稳定。锚杆由组成材料的受力特点,最具突出的功能是用来作为深入岩土体内部的连接构件,在施工中常选取锚杆的其中一端与工程构筑物连接,另一端放入钻孔中,通过工程实际需求所对应的水泥秒浆将其与基岩粘结,按常规标准可以将一根完整的锚杆分为头、自由段和锚固段三个部分。通常情况下锚头延伸出岩土体外部一定长度,可以使用张拉机夹住锚头对锚杆自由段施加相应预应力。锚杆的自由段是锚杆中距离地面较近的一段,通常该段不与地表接触并且没有水泥砂浆粘结,悬于钻孔之中,常用塑料套管进行包裹防止锈蚀,其能够将张拉机施加在锚头处的巨大拉力通过锚杆自身的杆身段向杆与岩体内部的深处传递至锚固段。自由段具有传导力的功能，能够为锚杆施加预应力提供一个传导力的通道。锚杆的锚固段则是通过作为粘结剂的水泥砂浆将锚杆端部,即锚杆距离地面最远端与基岩黏结固结成整体的部分,锚固段将锚杆的端部运用水泥砂浆进行粘连对接，形成一个稳定的锚固体,从而达到固定锚杆的作用,进而使自由段传递来的张拉机拉力不会将锚杆拔出,井且能够通过锚固段有效地将传递的拉应力直接而不产生损失地传递到基岩当中,再基于岩士体对锚固段的反作用力,将杆描头附近岩体整体性提高,减小岩体孕原加固松散土体。图1.4锚杆结构图岩体临空面由于锚杆的粘结和抗力作用,岩体整体性能得到显著提高,其原理是通过力学性质优于岩土体的锚杆杆体传递并连接了来自外部预加的应力,使原本自然界中或工程过程中松散或充满裂隙的岩士体能够在锚杆提供的拉应力作用下,克服岩土体自身抗拉能力低下和受拉能力弱的缺点,从加固的外在形式来看,锚固就是将本身性质和稳定性较差的岩体与相对具有较高强度和稳定性质的基岩钉在一起,并由这种组合形式形成了联合效应,是两种材料的性质相互融合提升了各自物理力学性质的不足,从而限制了岩土体趋于脱离滑动或破坏的趋势、而锚杆加固岩体的实质是通过锚杆锚头与锚固段之间作用力与反作用力,将锚头与锚固段间岩土体挤压贴合,从而达到岩体裂隙被压缩提高了裂隙之问的粘聚力,増大了摩擦力,即提高了岩体中裂隙面两侧岩体的粘聚力和内摩擦角,最终达到锚杆、砂浆、基岩、危岩这几个部分组合形成一个新的材料,类似于复合材料的复合体。（2）岩体锚固实验研究进展LutzL、Hanson、Goto等[6-8]对荷载通过杆件传输到填充体的物理力学机制进行了研究。研究得出，约束力在锚杆和填充体发生破坏时发挥了最主要的作用。而锚杆和填充体之间的摩擦阻力在两者被破坏或发生相对位移时发挥了最主要的作用。研究表明,摩擦阻力与锚杆表面的粗糙程度为正比例关系,并且随着灌浆体的剪切膨胀,摩擦阻力不断变大,剪切强度也增加。Heytt等[9]对锚杆承载力的影响因索做了大量的试验研究。研究表明,主要影响因索为水泥砂浆特性,其中水灰比对锚杆承载力的影响尤为突出。朴龙泽[10]对丰满电站混凝土重力坝进行了分析，并对其中的预应力锚索工程进行了细致的分析研究,将有限元法插入结合到理论分析方法,深入研究分析了锚杆锚固段的应力分布特点,将得到的试验结果与Mohr-Coulomb破坏准则相结合,提出符合实际工程的锚杆的设计长度值。程良奎[11]对岩土工程中的锚固技术进行了深层次的研究,其中,以深基坑实际工程为例测定了拉力型锚杆的锚固段的粘结应研究表明粘结应力随张拉力的加大,其峰值向锚固段的远端移动,且分布极不均匀,主要分布在锚固段的前端该研究为锚固技术的发展提供了较为全面的理论依据和监测数据。尤春安[12]深入分析了了锚固系统应力传递机制理论，将锚固系统受力特征作为主要依据,并对其应用进行展开探讨,运用理论分析、数值模拟和实验相结合的方法对锚杆杆体所受剪切力及其影响因索进行了研究。贾金青等[13]基于有限差分法和极限平衡理论，分析研究了预应力锚杆支护基坑的破坏模式,并将结果与同条件下的土钉支护结构进行对比。结果表明该支护方法适用于深基坑的支护,在实际工程中具有优越性。韦离得等[14-15]用有限元度折试法对杆的计算模型进行了化设计,考虑到壁摩阻力对锚杆的影响;编制出相应的程序,对该模型进行模拟,并将研究结果应用于锚杆边坡支护的设计方案中。冯玉国等[16]将稳健设计和结构优化设计相结合,对预应力锚案抗滑桩结构进行了稳健优化设计,该方法使顶应力锚索抗滑性结构既能在工程的设计阶段保证质量的稳健性,又能使优化设计更好地解决工程条件中变量多、带约東条件的相关问题,边坡支护结构的稳健优化设计是现代设计的发展趋势。周勇等[17]提出了摩擦型灌浆锚杆抗拔力的改进方法。根据研究显示,由锚土作用抗拨力和锚杆埋深以上土体提供的抗拔力两部分共同组成了锚杆总的抗拔力,将这两部分抗拔力进行公式推导,能够得出锚固体系总抗拔力的计算公式,其值相较于传统求解方法要大,对工程实践具有一定的指导意义。韩爱民等[18]对预应力锚杆框架梁结构结合工程实际进行了数值模拟、试验研究及变换参数的分析,对该结构加固边坡的力学效应等问题展开系列的探讨,结果表明,预应力锚杆的支护体系的形变有三个较大的影响因素，分别为固间距，锚固角和锚固预应力。何思明[19]提出了高切坡超前预应力锚索支护结构的设计新方法,该文章认为超前预应力锚索支护对边坡的变形有一定的约束作用,可以维持边坡的稳定。同时对超前支护预应力锚索的作用机制以及存在的问题进行了研究,为超前支护预应力锚索的设计提供了理论基础。目前对预应力描杆的理论研究已発很多了,对其基本原理也有了比较清晰的认识,边坡的稳定性问题是顶应力锚杆支护边坡的工程设计中极其关键的部分,以上这些研究为顶应力锚杆加固边坡提供了理论依据,为边坡稳定性的求解提供了更优化、更简便的方法。1.3主要研究内容本文针对已有岩质边坡稳定性分析方法的不足，结合南京某滑坡的工程案例，对滑坡体的稳定性、产生破坏的机理和破坏方式开展研究。主要研究内容如下：（1）收集南京某滑坡体的相关地质资料，深入了解该地地形地貌、地层岩性、工程地质条件和水文地质条件等，分析坡面和岩层层面的产状。（2）针对边坡可能发生的破坏形式，选取潜在滑动面，计算边坡的各类稳定系数。（3）运用FLAC3D软件，建立南京此滑坡体的数值模型，分别模拟在天然条件下、暴雨条件下。爆破条件下坡体的变形以及失稳过程，分析边坡滑移破坏形式和破坏机理。（4）根据分析和计算结果，对南京此滑坡体提出相应的防护措施和治理措施。并分析进行防护治理后，分别在天然条件下，暴雨条件下，爆破条件下边坡的稳定性。（5）得出结论，进行展望。1.4技术路线本文的技术路线如图1.3所示。南京某边坡稳定性评价和治理工程研究南京某边坡稳定性评价和治理工程研究工程边坡稳定性研究研究地区工程地质条件查找和阅读参考文献资料收集和现场勘查建立边坡模型地理位置水文地质条件工程地质条件地质构造地层岩性水文、气象地形地貌边坡岩体特征边坡破坏形式边坡结构分析边坡稳定性分析计算结论提出治理措施治理后稳定性分析边坡破坏模式分析图1.3南京某边坡稳定性评价和治理工程研究技术路线图第二章边坡稳定性分析和预应力锚杆支护基本原理2.1边坡破坏形式的分类针对边坡的破坏模式，人们已进行了大量的研究。如果边坡破坏的模式分析错误，即使再精确地设计和计算、再先进的设备也无法对边坡施工进行科学合理的规划设计。确定边坡的破坏形式是分析边坡的稳定性的根本和前提，边坡的破坏模式是边坡破坏形态和破坏机理的外在表现，只有确定了边坡的破坏形式，才能分析出边坡破坏的本质。对边坡稳定性分析时，若避开对边坡破坏模式的选择，或者直接忽略，这样的盲目的分析得到的结果是极具风险的，或者在工程施工中造成不必要的损失。边坡是人类是生存环境中极其重要的一部分，也是工程建设中极其重要的组成部分。越来越多边坡问题的出现，引起工程建设者越来越多的关注和重视边坡的设计和建设，因此，对于边坡的研究也在不断深化。近百年来，随着科研工作者对边坡大力地研究，边坡破坏模式的研究也得到了很大地突破和发展，目前，已经由边坡简单的破坏模式逐渐向复杂的破坏模式过渡和进一步的发展。[20]边坡变形破坏具有各式各样的表现形式。除了对其进行理论研究以外，还需要对各类已存在边坡的实例进行整理分析和归纳总结。边坡地质条件是决定边坡破坏模式的主要因素。在坡面以下一定范围内的岩土体称为坡体结构[21]。坡体结构的三个要素：结构面、工程地质岩组和临空面共同构成坡体结构的地质基础，其主要作用就是控制滑动面所处的位置和形状，对边坡破坏模式的确立起着重要的作用。一般土质边坡而言，其物理力学特性在坡体中分布较为均匀，所以边坡破坏模式也较为简单，比较常用的主要有以下几种形式：（1）圆弧破坏形式在以圆弧破坏为破坏模式的边坡中，其实际的滑动面与柱面相接近，因此进行分析和计算时，通常将滑动面理想化成为一个圆柱面，截面呈圆弧形或近似圆弧形。这种破坏模式常常用于对松散碎裂岩体、页岩岩体边坡、均质粘性土土坡或者厚层杂填土等岩土类介质中，即在碎裂结构边坡或散体结构边坡中较为常见。圆弧破坏模式以一种较为典型的边坡破坏方式常常出现在国内外各种岩土类工程实例中，如位于辽宁省抚顺煤田西部的西露天矿，在其北帮断层破碎带曾多次发生圆弧滑动破坏。（2）折线破坏形式折线破坏模形式通常出现在土体的下部存在不规则的可能滑动面或两个及以上的不连续面的边坡中，其走向大体平行于坡面。如在坡积土层中，其土体的下部，通常为基岩或硬土层，边坡滑裂面多呈折线形。折线破坏为土体内累积的滑坡推力超过了折线滑裂面上累积的抗剪强度，从而造成的边坡破坏。因此，确定好折线滑裂面上抗剪强度指标是对边坡进行稳定分析的关键。对基于折线破坏模式的边坡进行稳定性评价时，通常采用《岩土工程勘察规范》中的不平衡力法对其进行分析。（3）平面破坏形式平面破坏形式一般在顺层岩质边坡或存在软弱结构面的非层状岩质边坡中出现，其走向大体上与坡面平行，破裂面的倾角比坡面的倾角要小，同时比摩擦角要大，平面模式的破坏形态为：上部存在不稳定的岩层，并沿层状结构面呈下滑趋势。岩体内部剪应力在自重作用下大于层面结构面的抗剪强度，从而导致边坡的不稳定而做顺层滑动。因此，在存在这种破坏模式的边坡中，设计好滑裂面的抗剪强度对边坡的稳定性是极为重要的。由于在实际边坡中几乎不能同时满足平面破坏发生的全部几何条件，所以发生平面破坏是较为少见的。但岩土工程师经常把平面破坏模式当作楔体破坏模式中的一种特殊情况来分析，这种分析方式在复杂边坡体系的分析中具有一定的参考价值。（4）倾倒破坏形式这种破坏模式主要在坚硬块状边坡或柱状岩质边坡中较为常见，其走向大体与边坡走向一致。边坡发生倾倒破坏的条件可由对一个置于斜坡面上的岩块是否发生失稳现象的讨论得到。假设该斜坡面上粘聚力为0，即阻止岩块沿斜坡面下滑的力只有摩擦力，则有以下结论：当斜坡面上岩块的重力矢量W落于岩块底边内时，若斜面倾角大于内摩擦角，岩块将产生滑动趋势；若岩块的高度值大于底边长度值时，重力矢量W可能落在岩块底边外，则岩块发生倾倒。倾倒破坏模式包括弯曲倾倒破坏、岩块式倾倒破坏和岩块弯曲复合式倾倒破坏三种模式。（5）楔体破坏形式当岩石楔体沿两个不连续面的交线发生下滑时所产生的破坏模式即为楔体破坏模式，楔体破坏模式常发生于块状岩体中，而在土质边坡中却极少发生。在对平面破坏模式的介绍中已提到平面破坏模式为该种破坏模式的一个特例，控制好楔体滑动的条件便是要按要求严格的对不连续面交线的倾伏角和内摩擦角进行设计。2.2岩石强度理论分析岩石强度理论是有关岩石破坏机理的理论，可以认为是在某种或组合应力状态下岩石产生破裂的判据。由于岩石成因与成分以及所处工程地质环境的不同，岩石的破坏特性也相应地会发生变化。2.2.1经典强度理论（1）最大拉应力理论该理论认为，岩石发生破坏的原因在于作用在岩石上的应力大于某一定值。它适用的前提条件是岩石介质处于单向受力状态。判别岩石破坏与否的公式：σt＜[σ]（2.1）式中：σt为围岩所产生的拉应力；[σ]为围岩的屈服应力。（2）最大拉应变理论该理论以屈服应变值作为判别准则，其与上述最大拉应力理论的基本思想一致，即当岩石的应变大于此屈服应变值时，岩石将会发生破坏。判别表达式如下所示：εt＜[ε]（2.2）式中：εt为围岩所产生的拉应变；[ε]为围岩的屈服应变。（3）最大剪应力理论该理论是一个适用于复杂应力状态下的强度理论，其认为：当作用在岩石某个面上的极值剪应力满足极限应力状态时岩石发生破坏。其判别条件为：（2.3）式中：τ1，τ2，τ3为作用在岩石某一个面上的剪应力；σ1，σ2，σ3分别为岩石所受的最大主应力，中间主应力，最小主应力。（4）最大应变能理论材料在静水压力条件下是不会发生破坏的，只有当材料的形状改变能达到式（2.4）时，材料才能够发生破坏。（2.4）式中：U为围岩的形状改变能即偏应力所产生的能量；μ为围岩的泊松比；E为围岩的弹性模量。然而，上述理论对于岩石而言也并非完全适用。2.2.2莫尔强度理论莫尔强度理论有如下结论：仅在简单的应力状态下，岩石不会发生破坏。而岩石在受到不同的剪切应力和法向应力共同作用时，岩石会失去其承载能力，最终会被破坏。也就是说，只有当岩石所受的剪切应力和法向应力达到某个表面可以承受的最大值时，岩石才会发生剪切破坏，并且该剪切破坏必定沿着此岩石的破裂面发生。基于这种破坏特征，该理论做出以下两种假设：岩石承受的主应力的方向近似就是其断裂面的方向；岩石的强度值受到它所承受的最小和最大主应力大小的影响。因此，莫尔强度理论将纵坐标设置为剪切应力，将横坐标设置为法向应力，建立了以莫尔应力圆表示的直角坐标系。极限应力圆上的一个点，代表着岩石破坏表面上的某一组法向应力和剪切应力极限应力。在此直角坐标轴上，理论上有无数个极限应力圈和与之对应的应力破坏点，将所有应力破坏点连成线，该条曲线称为莫尔包络线，或称为莫尔强度线。2.2.3格里菲斯强度理论格里菲斯同样对岩石强度进行了研究。他发现许多的微裂纹存在于脆性材料的内部。脆性材料破裂破坏的原因就是由于外力的作用，导致这些微裂纹受力发生形变，导致材料内部的稳定性发生改变，进而使材料产生宏观上的变形与破坏。格里菲斯强度理论对于脆性材料的认知可以概括为以下内容：（1）材料内部本身就存在微小裂纹，这些微小裂纹数量巨大而且分布具有随机性。一般用椭圆形模型来表示这些微小裂纹。伴随着外力的作用，微裂纹产生应力，并且应力集中分布在其端部附近。当尖端所能承受的能量达到材料的极限强度时，微裂纹将开始发展扩张。而岩石本身就是一种带有原始缺陷（内部存在微裂隙）的介质，岩石内部存在大量的微裂隙，因此在外力作用下同样会发生破坏。（2）裂纹随着外部荷载的逐渐变大，将顺着与最大拉应力垂直的方向扩张。单轴压缩试验中岩石产生劈裂破坏的实质在于裂纹尖端作用着最大拉应力，最大压应力垂直于单轴压缩应力那么裂纹就会沿着平行于单轴压缩应力的作用方向进行扩展。（3）格里菲斯理论认为，外部荷载产生的能量满足新的裂纹形成条件时裂纹开始扩展，如式（2.5）：（2.5）式中：[σt]为裂纹所受最大拉应力；为裂纹的过剩自由能；c1为椭圆（裂纹）长半轴的长度。2.3预应力锚杆简介2.3.1预应力锚杆的组成预应力锚杆的组成有由锚固段、自由段以及锚头三部分。图2.1预应力锚杆结构示意图锚头处于锚杆的外露端，预应力锚杆与基础通过锚头来进行连接，预应力施加在锚头部分，然后锚头将预应力传递到锚杆上，同时也向锚固段传导锚固力。自由段为锚杆上的一部分，自由端本身不进行注浆，其连接了锚头和锚固段，起到一个弹性变形的作用，利用该特性便实现了对锚杆施加预应力的作用。一般将自由段埋入非稳定岩土体的内部，自由段是自由的，可以进行伸缩，因此预应力作用于岩土体中，约束锚固了整个非稳定岩土体，使其能够变为稳定状态。锚固段位于锚杆的底部，需要进行注浆处理，一般埋深在潜在滑裂面外的稳定土体之中，通过注浆形成的砂浆棒将锚固力向稳定地层传递。面层一般采用钢筋混凝土材料，也可以采用木质材料，或者木板与钢筋混凝土组合面层结合材料，一般根据工程的施工情况和岩土体的物理性能决定。它是锚杆支护体系中很重要的一部分。预应力锚杆就是通过锚头、锚固段和自由段，将锚杆所承受的拉力传递到被加固的岩土体上的。大量试验表明，锚杆的锚固段与砂浆之间的握裹力不是沿锚固段均匀分布的，而是以某种曲线的形式分布。若锚固段长度足够长，那么这种粘结力在接近锚固段的端部时就会变小，甚至消失为零，因此，预应力锚杆的锚固段应具有较为合理的长度值。2.3.2预应力锚杆的支护原理在岩土工程中，岩土锚固的基本原理为通过锚杆周围岩土体的抗剪强度来对结构物的拉力进行传递并使土体开挖临空面维持自身稳定的状态[22]。借助于预应力锚杆的使用，对加固地层产生压应力，对其起到支护加固作用。预应力锚杆加固土体的效果比较明显，主要表现在以下几个方面：（1）预应力锚杆的使用，使土体强度得到显著地提高，力学性能也得到明显地改善；（2）预应力锚杆的使用，使结构与土体紧密的连接在一起，这两部分形成一个整体，从而可以有效地增强整体的承受力和剪力；（3）预应力锚杆的使用，明显提高潜在滑动面上岩土体的抗剪强度，进而使边坡的稳定性得到提高。在岩土工程锚杆支护的相关问题中，锚杆支护的作用机制一直被广泛关注。随着对预应力锚杆的应用越来越广泛和对锚杆的研究逐渐加深，对锚杆支护作用机理的研究已经有了诸多成效，目前总结出被普遍认可的锚杆支护作用机理有五种作用，分别为：围岩补强作用、挤压加固、组合梁作用、减跨作用以及悬吊作用。2.3.3预应力锚杆支护的应用范围使用预应力锚杆支护方式的工程较多，其应用范围较广，主要表现为以下几种不同性质的支护方式。（1）临时性支护：临时性支护主要适用于地下结构支护或高层建筑工程。其中，预应力锚杆支护体系中的面板可以使用木板。（2）永久性支护：这种支护主要适用于边坡工程和隧洞工程。如对城市地区的建筑边坡进行加固，对公路、铁路的路堑边坡进行加固，对隧道洞口挖方工程进行加固等。这种支护采用垂直或近乎垂直的开挖方式，使开挖量达到最小值，公路用地也有效地减少了。（3）原有支护结构二次加固：这种支护主要适用于对边坡挡土挡石结构的加固。在已经存在的，具有潜在危险或者已失效的挡土挡石结构中，运用锚杆对其进行二次加固，使挡土结构保持整体稳定性。2.4预应力作用下围岩分区破裂力学判据的构建由于受到最大承压力的作用，在弹塑性界面上的岩体产生了径向的拉伸变形，并达到了其极限应变，从而裂缝张拉扩展，围岩向着自由面进行位移，形成了“伪自由表面”，进而引起围岩应力发生变化，导致其应力再次重分布，再次出现“伪自由表面”。以此为核心，结合格里菲斯强度理论进行判别确定分区破裂范围。围岩在第k个支承压力线作用下形成第k个围岩塑性区，此时径向应力为：（2.6）式（2.6）中：σt为围岩的抗拉伸强度，pk为弹塑性界面上岩石所受的支撑反力，和分别为支护后围岩第k+1个和第k个塑性分区的半径。（2.7）式中：m和s为固定系数，其大小与岩石类型和完整性有关；为围岩进行支护后的第k个破裂分区的内径；τs为洞室围岩抗剪强度，其值为：（2.8）式中：τs和c0分别为围岩的岩峰值抗剪强度和初始内聚力。σc为围岩在预应力锚杆作用下的切向抗压强度，其大小为：（2.9）式中：围岩强度提高，ce为等效内聚力，φe为等效内摩擦角。围岩在预应力的作用下，等效内聚力为：（2.10）式中：cb为锚杆的内聚力；c0为围岩的初始内聚力，φ0为围岩的初始内摩擦角；n为锚杆布置的条数（密度）；σ为岩土体在锚杆预应力作用下产生的拉应力。第三章南京某滑坡工程地质条件概况及其边坡稳定性分析3.1研究地区工程地质条件3.1.1地理位置本文研究地区边坡位于南京市栖霞区燕子矶附近8路公交场站东侧，其地理位置坐标为：东经118°48′51″，北纬32°08′45.93″。具体地理位置位置如图3.1，卫星影像如图3.2。图3.1研究地区地理位置图图3.2研究地区卫星影像图3.1.2水文、气象南京属于北亚热带季风候,气候湿润温和,四季分明,雨量适中。研究地区属宁镇山脉，地表水系较为不发育。3.1.3地形地貌研究地区位于宁镇山脉西北部的丘岗洼谷地区，距长江约650m。研究地区所在地地势较为平缓，边坡走向约为北北东方向，还把平均高约10-20m。坡脚有一块石挡墙，墙高3.5m左右，墙顶以上边坡倾斜程度大约27°，标高以上边坡倾斜程度大约40°。截止此文写作时，边坡已经采用锚杆结构加固治理完成。图3.3研究地区基岩地质图3.1.4地层岩性（1）前第四纪地层南京地区区域地层隶属扬子地台地层区的下扬子地层分区。研究地区及周边区域下覆地层主要是白垩系上统浦口组。（2）第四纪地层受地理、环境等各类因素的影响，研究地区及其周边地区第四系发育不完全，仅见上更新统地层。图3.4研究地区地质构造缩略图3.1.5地质构造区域大地构造位置属扬子准地台下扬子台褶带,褶皱、断裂构造发育无大型断裂带分布。3.1.6工程地质条件根据所查区域地质资料及工程钻探情况，研究地区工程地质地层可划分为3个大层：第一层为素填土层，第二层为粉质粘土，第三层为砾岩。该治理区工程地质剖面分析如表3.1所示。表3.1地质剖面分析描述表剖面地质剖面分析描述①素填土颜色呈灰黄色，较为湿润，土质松散，以粉质粘土为主，含有少量小石子和腐植物，浅部部分含有植物根茎，揭露层厚度大约为0.6-1.3m。②粉质粘土颜色呈黄褐色，可塑性较强，韧性及干强度中等，切面较为光滑，土质较均匀，部分含少量铁质锰质结核。砂质粉质颗粒含量较高。厚度大约2.6-5.1m。③-1强风化砾岩颜色呈砖红色、灰黄色，岩石结构基本已被破坏，风化成都高，呈碎石状，原矿物成分主要成分为石英、长石等，局部为方解石、白云石，砾状结构，层状构造，砾石含量约为10%-20%，粒径约为1.0-2.0cm，局部大于5cm。③-2中风化砾岩颜色呈砖红夹灰白色，岩芯较为完整，呈短柱-中长柱状。裂隙发育一般，矿物成分主要为石英、长石等，局部为方解石、白云石，砾状结构，层状构造，胶结多为铁质、泥质或钙质胶结，胶结程度较好。3.1.7水文地质条件地下水主要赋存于砂若裂隙中,主要的补给来源为大气降水,主要的排泄方式水平迳流和垂直蒸发。由于岩体节理裂隙发育,完整性差,雨水顺着节理裂隙下渗侵蚀,已经形成几条很大的裂缝。3.2研究地区边坡基本特征3.2.1研究地区边坡地貌形态以及边界特征研究地区处于山丘山岗地段，西侧为燕子矶8路公交场站规划建设用地，东侧为山丘，最大高程+46m，地形起伏较大。工作区边坡最大高程+24m，最小高程为11.8m，工作区东侧边坡（即+23m—+24m以上边坡）已采用锚杆结构支护完成。工作区边坡高差13m，由北向南逐渐抬高，坡脚为块石挡墙，墙高3~4m（墙顶标高+18.5m~+18.7m），墙顶以上边坡坡度近25°~30°。边坡呈“L”形平面分布，累计长度约85m，图3.5坡脚块石挡墙经现场调查，坡脚挡墙总体稳定，只见部分挡墙勾缝砂浆剥落。随着8路图3.6研究地区削坡前坡面剖面图图3.7研究地区削坡治理后坡面剖面图公交场站的建设，场地设计标高低于现状标高0.5~2m不等，届时开挖将直接影响坡脚挡墙的稳定，边坡存在滑坡隐患。3.2.2边坡岩体岩性特征根据外业现场调查、测量以及勘探钻孔展示，结合内业岩土试验资料等进行综合分析，得出边坡坡体组成物质从上而下依次主要为填土、粉质粘土、强风化砾岩、中风化砾岩。对其进行综合叙述，如表3.2所示。表3.2岩土体岩性特征表岩土层岩土体岩性特征①填土颜色呈灰黄色，中较为湿润松散，主要成分为粉质粘土，含有少量的石子和腐殖物，浅部部分可见植物根茎，揭露层厚约0.6~1.3m。坡脚、边坡表层均有分布。②粉质粘土颜色呈黄褐色，可塑性较强，韧性及干强度中等，切面较为光滑，土质较均匀，部分含少量铁质锰质结核。砂质粉质颗粒含量较高。厚度大约为2.6~5.1m，区内大部分区域均有分布。③-1强风化砾岩颜色呈砖红色、灰黄色，岩石结构基本已被破坏，风化成都高，呈碎石状，原矿物成分主要成分为石英、长石等，局部为方解石、白云石，砾状结构，层状构造，砾石含量约为10%-20%，粒径约为1.0-2.0cm，局部大于5cm。③-2中风化砾岩颜色呈砖红夹灰白色，岩芯较为完整，呈短柱-中长柱状。裂隙发育一般，矿物成分主要为石英、长石等，局部为方解石、白云石，砾状结构，层状构造，胶结多为铁质、泥质或钙质胶结，胶结程度较好。3.2.3潜在地质灾害类型研究地区内后期需要进行工程建设，场地向下进行开挖，场地标高低于现标高约0.5m~2m不等，坡脚挡墙存在失稳的可能性，导致边坡存在滑坡灾害的隐患。3.2.4边坡威胁对象勘研究地区规划项目建设以及后期使用过程中，边坡紧邻公交场站，若边坡出现失稳，发生滑坡地质灾害，将会直接影响坡脚附近人员车辆的安全，也会对后期公交场站运营时管理用房、乘客及公交车辆安全造成严重威胁。3.3研究地区边坡稳定性影响因素地形地貌、地层岩性、结构是滑坡形成的基础条件，气候降雨、人类工程活动等外在因素往往是促进其发展的诱导因素。本次燕子矶8路公交场站东侧边坡滑坡地质灾害影响因素主要体现在以下几方面：3.3.1内在因素（1）地形地貌条件燕子矶8路公交场站东侧边坡所处地貌类型为岗地，现状边坡最大高差为13m，边坡上部坡度较缓一般25~30°，下部坡度陡立。坡脚建房曾对坡脚进行一定程度切坡，采用浆砌块石挡墙支护，后期场地下挖将使得挡墙失效，相当于无支护陡立临空面，对边坡稳定性造成不利影响。（2）坡体岩性特征和地层结构边坡主要由下蜀组粉质粘土组成，粉质粘土具有遇水弱膨胀、抗剪强度降低、重度增加等特性，坡体易产生滑动。3.3.2外在因素（1）坡脚开挖根据燕子矶8路公交场站建设规划要求，场地下挖深度0.5—2m，届时坡脚挡墙将失去支挡作用，形成自由无约束的临空面，直接导致边坡失稳。（2）雨水冲刷侵蚀降雨对滑坡的形成以及稳定性的影响主要表现在大暴雨或持续降雨。雨季的暴雨及持续时间较长的降雨渗入坡体，使边坡的抗滑能力降低，同时也减小了边坡岩土体的抗剪强度；同时降水渗入，使坡体的自重力增加，从而使边坡的下滑力更大，加剧边坡的变形和滑坡地质灾害的发生。综合分析，边坡存在地质灾害隐患既包括自然因素也包括人为因素，其中人为因素为主要诱发因素。3.4潜在滑坡破坏模式分析通过现场调查以及综合分析，栖霞区燕子矶8路公交场站东侧边坡主要由粉质粘土、强风化砾岩组成，地质灾害类型为滑坡灾害，坡脚开挖等人类活动对边坡的稳定性产生了不利的影响，在强降雨的作用下，边坡容易产生滑动破坏。根据该边坡的坡体物质结构组成分析，滑坡的破坏模式为发生于均质土体中的圆弧滑动。

第四章滑坡稳定性计算4.1FLAC3D数值方法介绍4.1.1FLAC3D简介FLAC(

Fast

Lagrangian

Analysis

of

Continua)是由美国

ITASCA国际集团公司(Itasca

International

Inc.)研发推出的连续介质力学分析软件，是该公司旗下最知名的软件系统之一。FLAC目前已在全球七十多个国家得到广泛应用,在国际土木工程(尤其是岩土工程)学术界和工业界享有盛誉。程序算法的起源可以追湖到20世纪6年代,距今已经有近60年历史。FLAC3D核心开发者为离散元之父Peter

Cundall博士,目前是美国工程院院士和英国工程院院士。在世界范围内,FLAC/FLAC3D已经成为岩土工程及相关行业数值模拟的主流产品,在边披、基坑、隧道、地下洞室、采矿、能源及核废料存储等领域得到广泛的应用。软件可以计算岩土体在各种外荷载作用下产生的变形、应力、稳定性,尤其擅长计算岩土体破坏后的大变形和峰后特性等问题。同时,在非线性动力计算、本构模型二次开发和多场耦合等方面,软件也提供了专业的解决方案。20世纪90年代,我国部分高校和科研院所开始引进该软件,目前该软件已经逐渐成为岩土工程界影响最为深远的专业软件之一。4.1.2FLAC3D计算的数学力学原理（一）显式有限差分法在有限差分法中、一般将微分方程的基本方程组和边界条件都近似地改用差分方程(代数方程)来表示,即:由空间离散点处的场变量(应力、位移)的代数表达式代替。这些变量在单元内是非确定的,从而把求解微分方程的问题改换成求解代数方程的问题。相反・有限元法则需要场变量(应力、位移)在每个单元内部按照某些参数控制的特殊方程产生变化。公式中包括调整这些参数以减小误差项和能量项。有限差分法和有限元法都产生一组待解方程组。尽管这些方程是通过不同方式推导出来的,但两者产生的方程是一致的。另外,有限元程序通常要将单元矩阵组合成大型整体刚度矩阵,而有限差分则无需如此,因为它相对高效地在每个计算步距重新生成有限差分方程。在有限元法中,常采用隐式、矩阵解算方法・而有限差分法则通常采用“显式”时间递步法解算代数方程。弹性力学中的差分法是建立有限差分方程的理论基础。首先对求解区域进行剖分,取正整数M和N，ℎ=LM为空间步长，τ=TN为时间步长，用两簇平行直线x=xi，0≤i≤M和t=tk，0≤k≤N将Ω分割成长方形网络，引入网格节点：（xi，tk）,用uik表示函数u(x,t)在节点（xi定义uik为方程在网格点（xi，t定义二阶中心差分算子和一阶差分算子。在点（xi，t；（4.1）；（4.2）；（4.3）；（4.4）将（4.3）和（4.4）相减然后除以h，可得；（4.5）令，结合（4.1），（4.2）和（4.5）可得其中。整理上述个方程可得显式差分格式为（4.6）对于，当时，其显示格式是稳定的，截断误差为。（二）强度折减法随着计算机性能的不断提高,采用强度折减技术进行边坡的稳定性分析逐渐成为数值模拟及实际工程研究的重点。结合有限差分法的强度折减法较传统的方法具有以下优点：(1)能够对具有复杂地形、地质的边坡进行计算；(2)考虑了岩土体的本构关系,以及变形对应力的影响；(3)能够模拟边坡的破坏过程及其滑移面形状(通常由剪应变增量或者位移增量确定滑移面的形状和位置)；(4)能够模拟岩土体与支护结构(超前支护、错杆、错索、土钉等)的共同作用;(5)求解安全系数时,不需要假定滑移面的形状,也无需进行条分。强度折减法中边坡稳定的安全系数定义为:使边坡刚好达到临界破坏状态时,对岩土体的抗剪强度进行折减的程度,即定义安全系数为岩土体的实际抗剪强度与临界破坏时的折减后剪切强度的比值。强度折减法通常应用于安全系数的计算,它是通过逐步减小材料的强度使边坡达到极限平衡状态来实现的。对于

Mohr-coulomb破坏准则来说,安全系数F根据下面的方程来定义:（4.7）（4.8）式（4.7）和（4.8）中：为折减后的粘聚力；为粘聚力；为折减后的内摩擦角；为内摩擦角；为折减系数。调整岩土体强度指标黏聚力和内摩擦角,然后对边坡稳定性进行数值分析,通过不断增加折减系数,进行一系列的计算直至边坡达到临界破坏状态,这时候得到的折减系数即为安全系数F。4.2三维数值模型的建立及应力应变分析4.2.1边坡模型参数选取（1）岩土物理力学参数表4.1边坡岩土层模型参数层号岩土名称天然重度饱和重度天然状态饱和状态锚固体与地层粘结强度（KPa）(g/cm3)(g/cm3)C（kPa）φ（°）C（kPa）φ（°）①素填土（18.0）（18.5）/////②粉质粘土17.919.0（45.2）（15.5）30.214.0（80）③强风化砾岩（19.0）（19.5）（15.0）（27.0）（10.0）（25.0）（110）④中风化砾岩（23.0）（24.0）//（2665）（46.3）（900）（2）土石可挖性分级根据相关规范，对本场地岩土层进行土石可挖性分级如表5-2。表4.2土石可挖性分级层号岩土名称主要工程地质特征土石等级①素填土中压缩性低强度、非均质Ⅱ②粉质粘土中高压缩性低强度、非均质Ⅱ③-1强风化砾岩中压缩性低强度、非均质Ⅳ③-2中风化砾岩中高强度基岩Ⅵ4.2.2未削坡边坡模型在不同工况下的数值模拟分析根据图3.5的典型剖面，建立FLAC3D边坡模型，如图4.1所示。研究边坡最大高程约为24.81m，最小高程约为13.92m，边坡累计长度约为21.5m。图4.1边坡治理前FLAC3D模型研究边坡未削坡时的地层共分为四层，其中1为填土，对应模型中红色部分；2为粉质黏土，对应图中绿色部分；3-1为强风化泥质粉砂岩，对应图中蓝色部分；3-2为中风化粉砂岩，对应图中青色部分。研究边坡下半部分存在一处挡土墙，对应图中紫色部分。（一）自然工况图4.2边坡地应力分布模型地应力初始方向向下，根据研究边坡的平均体积来计算，研究边坡未削坡时的地应力分布模型如图4.2所示。最上层的松散填土，地应力向上且近似为零，基本可以忽略。越向下地应力越大，在坡顶向下约20m（海拔约6m）处，地应力达到最大，数值约为7.1038×105Pa。图4.3边坡总位移分布模型研究边坡的位移模型如图4.3所示。最大位移发生在坡顶向下约5m—15m的部分，最大位移量为2.3733×10−2m。由此向两端及向下位移量逐渐减小。从坡顶地表向下约5m处，岩土已经基本不会发生位移。挡土墙处位移较小，能够起到挡土防滑的作用。图4.4边坡竖向应力分布模型根据边坡的平均体积来计算，研究边坡未削坡时的竖向应力分布模型如图4.4所示。地表出露部分的竖向应力最小，最小值为3.1275×102Pa。越向下竖向应力大小越大。在距坡顶0—10m，地下埋深15m—20m（海拔约6m）处的竖向应力最大，最大可达4.2756×10图4.5边坡竖向位移研究边坡未削坡时的竖向位移模型如图4.5所示。位移趋势为：从坡体中部向坡体两端位移逐渐变小，从地表向地底位移逐渐变小。最大位移发生在坡顶向下约5m—15m的部分，最大位移量为1.8649×10−2m。从坡顶地表向下约图4.6边坡水平应力分布模型根据边坡的平均体积来计算，研究边坡未削坡时的水平应力分布模型如图4.6所示。地表至埋深2m处，水平应力近似为0。越向下水平应力越大，在距坡顶0—5m，地下埋深15m—20m（海拔6m左右）处水平应力达到最大，最大水平应力为1.4074×105P图4.7边坡水平位移分布模型研究边坡未削坡时的水平位移模型如图4.7所示。挡土墙顶部填土向外扩散，水平位移量最大，最大为1.8031×10−2m。距坡顶10m—15m处水平位移相对较大，可达1.5000×10−2m。坡顶、坡脚处以及边坡地表向下5（二）暴雨工况图4.8边坡平均地应力分布模型地应力初始向下压，根据研究边坡的平均体积来计算，研究边坡未削坡时的地应力分布模型如图4.8所示。最上层的松散填土，地应力近似为零，基本可以忽略。越向下地应力越大，在坡顶向下约20m（海拔约6m）处，地应力达到最大，数值约为7.1031×105图4.9边坡总位移分布模型研究边坡的位移模型如图4.9所示。最大位移发生在坡顶向下约5m—15m的部分，最大位移量为2.8477×10−2m。由此向两端及向下位移量逐渐减小。从坡顶地表向下约图4.10边坡竖向应力分布模型研究边坡未削坡时的竖向应力分布模型如图4.10所示。地表出露部分的竖向应力最小，最小值为2.7174×102Pa。越向下竖向应力大小越大。在距坡顶0—10m，地下埋深15m—20m（海拔约6m）处的竖向应力最大，最大可达4.2752×10图4.11边坡竖向位移分布模型研究边坡未削坡时的竖向位移模型如图4.11所示。位移趋势为：从坡体中部向坡体两端位移逐渐变小，从地表向地底位移逐渐变小。最大位移发生在坡顶向下约5m—15m的部分，最大位移量为2.1598×10−2m。从坡顶地表向下约图4.12边坡水平应力分布模型研究边坡未削坡时的水平应力分布模型如图4.12所示。地表至埋深2m处，水平应力近似为0。越向下水平应力越大，在距坡顶0—5m，地下埋深15m—20m（海拔6m左右）处水平应力达到最大，最大水平应力为1.4073×105P图4.13边坡水平位移分布模型研究边坡未削坡时的水平位移模型如图4.13所示。挡土墙顶部填土向外扩散，水平位移量最大，最大为2.2736×10−2m。距坡顶13m—14m处水平位移相对较大，可达2.0000×10由以上分析可得，研究边坡削坡之前在自然状态下和暴雨状态下的位移量均较小，在边坡工程位移监测规范的允许值范围内。根据计算可得，研究边坡天然状态下的安全系数为1.383，暴雨状态下的安全系数为1.314，均处于《建筑边坡工程技术规范》中规定的边坡稳定性安全系数的规范标准内。由此可见，研究边坡在未削坡时处于较为安全稳定的状态。挡土墙能够起到防止边坡产生滑坡坍塌的作用。4.2.3削坡未治理边坡模型在不同工况下的数值模拟分析根据实际工程需要，按照燕子矶8路公交场站的建设规划要求，场地向下进行开挖，下挖深度0.5—2m不等，届时开挖也将影响坡脚挡土墙的稳定。根据图3.7，研究地区削坡治理后坡面剖面图所示，运用FLAC3D建立模型，如图4.14所示。研究边坡削坡后的最大高程约为24.81m，最小高程约为13.92m，边坡累计长度约为21.5m。图4.14边坡削坡后FLAC3D模型研究边坡地层共分为四层，其中1为填土，对应模型中红色部分；2为粉质黏土，对应图中绿色部分；3-1为强风化泥质粉砂岩，对应图中蓝色部分；3-2为中风化粉砂岩，对应图中青色部分。（一）自然工况图4.15平均应力分布模型地应力初始方向向下，在天然状态下，研究边坡削坡后未进行治理的地应力分布模型如图4.15所示。最上层的松散填土和粉质黏土地应力近似为零，基本可以忽略。越向下地应力越大，在坡顶向下约20m（海拔约6m）处，地应力达到最大，最大主应力可达7.0523×105图4.16边坡总位移分布模型在天然状态下，研究边坡削坡后未进行治理的总位移分布模型如图4.16所示。最大位移为6.3014×10−1m，发生在距坡顶约10m处（削坡位置的起点处）的地表出露部分。在距坡顶5m—15m处的地表出露部分发生的位移最大，向两边和向下位移逐渐减小，坡顶和坡脚处以及距地表深5图4.17边坡竖向应力分布模型削坡后边坡的竖向应力分布模型如图4.17所示。地表出露部分竖向应力近似为0，基本可以忽略。越向下竖向应力大小越大。在距坡顶0—5m，地下埋深15m—20m（海拔约6m）处的竖向应力最大，最大可达4.2479×105P图4.18边坡竖向位移分布模型削坡后边坡的竖向位移分布模型如图4.18所示。竖向位移集中分布在距坡顶3m—20m，埋深0—8m处，其余部分竖向位移近似为0。最大位移发生在距坡顶6m—8m，埋深0—2m处，最大位移为3.9135×10图4.19边坡水平应力分布模型削坡后边坡的水平应力分布模型如图4.19所示。地表至埋深2m处，水平应力近似为0。越向下水平应力越大，在距坡顶0—5m，地下埋深17m—20m处水平应力达到最大，最大水平应力为1.3939×105P图4.20边坡水平位移分布模型削坡后边坡的水平位移分布模型如图4.20所示。水平位移集中分布在距坡顶3m—20m，埋深0—8m处，其余部分竖向位移近似为0。其中最大位移发生在距坡顶15m—19m处，最大水平位移量为5.8287×10−1m。由此向两边，位移量逐渐减少。（二）暴雨工况图4.21平均地应力分布模型地应力初始方向向下，在暴雨状态下，研究边坡削坡后未进行治理的地应力分布模型如图和图4.21所示。最上层的松散填土和粉质黏土地应力近似为零，基本可以忽略。越向下地应力越大，在坡顶向下约20m（海拔约6m）处，地应力达到最大，最大主应力可达7.0524×105图4.22边坡总位移分布模型在暴雨状态下，研究边坡削坡后未进行治理的总位移分布模型如图4.22所示。最大位移为9.8615×10−1m，发生在距坡顶约10m处（削坡位置的起点处）的地表出露部分。在距坡顶5m—15m处的地表出露部分发生的位移最大，向两边和向下位移逐渐减小，坡顶和坡脚处以及距地表深5图4.23.边坡竖向应力分布模型削坡后边坡的竖向应力分布模型如图4.23所示。地表出露部分竖向应力近似为0，基本可以忽略。越向下竖向应力大小越大。在距坡顶0—5m，地下埋深15m—20m（海拔约6m）处的竖向应力最大，最大可达4.2480×105P图4.24边坡竖向位移分布模型削坡后边坡的竖向位移分布模型如图4.24所示。竖向位移集中分布在距坡顶3m—20m，埋深0—8m处，其余部分竖向位移近似为0。最大位移发生在距坡顶6m—8m，埋深0—2m处，最大位移为6.1288×10图4.25边坡水平应力分布模型削坡后边坡的水平应力分布模型如图4.25所示。地表至埋深2m处，水平应力近似为0。越向下水平应力越大，在距坡顶0—5m，地下埋深17m—20m处水平应力达到最大，最大水平应力为1.3939×105P图4.26边坡水平位移分布模型削坡后边坡的水平位移分布模型如图4.26所示。水平位移集中分布在距坡顶3m—20m，埋深0—8m处，其余部分竖向位移近似为0。其中最大位移发生在距坡顶15m—19m处，最大水平位移量为9.1273×10由以上分析可得，研究边坡削坡之后未进行治理时在自然状态下和暴雨状态下的位移量均较大，超出了边坡工程位移监测规范的允许值范围。根据计算可得，研究边坡削坡之后未进行治理时天然状态下的安全系数为1.017，暴雨状态下的安全系数为0.963，均未达到《建筑边坡工程技术规范》中规定的边坡稳定性安全系数的规范标准。由此可见，研究边坡削坡之后未进行治理时处于失稳状态，存在一定的滑坡隐患，急需进行一定的防止措施。4.2.3削坡并治理边坡模型在不同工况下的数值模拟分析由于边坡处于失稳状态，故对边坡进行治理。综合考虑该边坡特征、地层结构及岩土性状等因素，建议对该潜在滑坡运用锚杆支护方式进行治理防护，具体方法如下：于整个坡面选用锚杆+格构护坡的方式对坡面进行加固，格构设置于坡面上，锚杆采用全长粘结型普通砂浆锚杆，锚固段长度根据设计计算确定且不小于4m。格构梁采用井字形布置，横梁和纵梁节点处与锚杆相焊接，使锚杆格构成为整体结构，格构梁采用C30钢筋混凝土结构，并于坡脚设置一道地梁。再次运用FLAC3D，建立研究边坡坡进行锚杆支护后的边坡模型，如图4.27所示。边坡高程及累计长度均与削坡后的边坡相同。图4.27削坡并进行锚杆支护后的边坡模型研究边坡地层共分为四层，其中1为填土，对应模型中红色部分；2为粉质黏土，对应图中绿色部分；3-1为强风化泥质粉砂岩，对应图中蓝色部分；3-2为中风化粉砂岩，对应图中青色部分。Cable为锚杆模型，对应图中黄色部分。Shell为锚杆支护的边坡坡面部分，对应图中深绿色部分。（一）自然工况图4.28平均地应力分布模型地应力初始方向向下，在天然状态下，研究边坡削坡并进行锚杆支护处理后的平均地应力分布模型如图4.28所示。最上层的松散填土和粉质黏土地应力近似为零，基本可以忽略。越向下地应力越大，在坡顶向下约20m（海拔约6m）处，地应力达到最大，最大主应力可达7.0580×105图4.29边坡总位移分布模型在天然状态下，研究边坡削坡并进行锚杆支护处理后的总位移分布模型如图4.29所示。最大位移为5.5975×10−3m，发生在距坡顶约20m处（削坡位置的末尾处）的地表出露部分。在距坡顶5m—20m处的地表出露部分发生的位移最大，向两边和向下位移逐渐减小，坡顶和坡脚处以及距地表深5图4.30边坡竖向应力分布模型治理后边坡的竖向应力分布模型如图4.30所示。地表出露部分竖向应力最小，最小为1.8806×102Pa。越向下竖向应力大小越大。在距坡顶0—5m，地下埋深15m—20m（海拔约6m）处的竖向应力最大，最大可达4.2518×10图4.31边坡竖向位移分布模型治理后边坡的竖向位移分布模型如图4.31所示。竖向位移集中分布在距坡顶3m—20m，埋深0—5m处。最大位移发生在距坡顶6m—8m，埋深0—2m处，最大位移为2.0331×10−3m。向两边位移逐渐减小。坡脚处附近有向上隆起的倾向，最大位移量为5.5429×10图4.32边坡水平应力分布模型治理后边坡的水平应力分布模型如图4.32所示。地表至埋深2m处，水平应力近似为0。越向下水平应力大小越大，在距坡顶0—5m，地下埋深17m—20m（海拔约6m）处水平应力达到最大，最大水平应力为1.3946×105P图4.33边坡水平位移分布模型削坡后边坡的水平位移分布模型如图4.33所示。水平位移集中分布在距坡顶3m—20m，埋深0—5m处。其中最大位移发生在距坡顶15m—19m处，最大水平位移量为4.5164×10−3m。由此向两边，位移量逐渐减少。坡顶处及坡面向下5（二）暴雨工况图4.34平均地应力分布模型地应力初始方向向下，根据研究边坡的平均体积来计算，在暴雨状态下，研究边坡削坡并进行锚杆支护处理后的平均地应力分布模型如图4.34所示。最上层的松散填土和粉质黏土地应力近似为零，基本可以忽略。越向下地应力越大，在坡顶向下约20m（海拔约6m）处，地应力达到最大，最大主应力可达7.0574×105图4.35边坡总位移分布模型在天然状态下，研究边坡削坡并进行锚杆支护处理后的总位移分布模型如图4.35所示。最大位移为1.5096×10−2m，发生在距坡顶约20m处（削坡位置的末尾处）的地表出露部分。在距坡顶5m—20m处的地表出露部分发生的位移最大，向两边和向下位移逐渐减小，坡顶和坡脚处以及距地表深5图4.36边坡竖向应力分布模型治理后边坡的竖向应力分布模型如图4.36所示。地表出露部分竖向应力最小，最小为3.4713×101Pa。越向下竖向应力大小越大。在距坡顶0—5m，地下埋深15m—20m（海拔约6m）处的竖向应力最大，最大可达4.2514×10图4.37边坡竖向位移分布模型治理后边坡的竖向位