抗滑稳定性范文
抗滑稳定性范文（精选8篇）
抗滑稳定性 第1篇
1.1 结构特征
重力坝基本形状呈三角形, 上游面铅直或稍倾向上游, 坝底与基岩固结, 建成挡水后, 依靠自重维持稳定, 故称重力坝。在平面上, 坝轴线 (坝顶上游边缘线) 一般为直线, 有时为避开不利的地形地质条件或枢纽布置等原因, 也可为折线或曲率不大的拱向上游的曲线[1]。沿坝轴线坝体用横缝分成若干独立坝段, 每一坝段为固结于地基上的悬臂梁。筑坝材料为混凝土或浆砌石, 抗冲能力强。因此, 重力坝可做成非溢流的, 也可做成溢流和坝身设有泄水孔的。
1.2 工作特点
(1) 由于筑坝材料强度高, 耐久性好, 抵御洪水漫顶、渗漏、冲刷、地震破坏的能力强, 因而失事率低, 工作安全性可靠。
(2) 对地质、地形条件适应性强。由于坝底压应力不高, 对地质条件要求较低, 一般建于基岩上, 当坝高不大时, 甚至可以修建于土基上;从地形上看, 任何形状的河谷都可建重力坝。
(3) 由于重力坝可做成溢流的, 也可在坝内设置泄水孔, 故一般不需要另设溢洪道或泄水隧洞, 枢纽布置紧凑。工程分2期施工, 可利用坝体导流, 不需另设隧洞。
(4) 结构作用明确。由于横缝将重力坝分成若干坝段, 各坝段独立工作, 结构作用明确, 空间结构可化简为平面问题分析, 应力分析和稳定计算都较简单。
(5) 施工方便。坝体为大体积混凝土, 可采用机械化施工, 放样、立模和混凝土浇捣都较简单。
(6) 由于坝体剖面尺寸往往由稳定和坝体拉应力强度施工条件控制而做得较大, 材料用量多, 坝内压应力较低, 材料强度不能充分发挥。且坝底面积大, 因而扬压力也较大, 对稳定不利。
(7) 因坝体的体积较大, 施工期间混凝土温度收缩应力较大, 为防止发生温度裂缝, 施工时需适当控制对混凝土的温度。
2 重力坝的抗滑稳定分析
2.1 沿坝基面的抗滑稳定分析
常用的抗滑稳定安全系数计算公式有2种, 即抗剪断强度公式和抗剪强度公式[2]。抗剪强度:认为坝体与坝基岩体间的结合面是一个接触面而非胶结面, 面上的抗滑力由摩擦力产生, 滑动面以上坝体的全部荷载对滑动面的切向分量是导致坝体失稳的滑动力。抗剪断强度:认为坝体混凝土与基岩之间是接触良好的胶结面, 仅当胶结面处材料发生剪切、断裂、屈服等形式破坏时, 才可形成滑动通道, 导致坝体滑动失稳。因此, 胶结面上的抗滑力由抗剪断摩擦力和凝聚力共同构成。早期重力坝3.0的允许安全系数是建立在节理岩体的抗剪断强度指标基础上的。这一指标中包含了极大的凝聚力, 滑面一定不是由100%连通的结构面构成的。如果将抗剪断 (剪摩) 公式应用到层面、软弱夹层、断层这一类连通率为100%的结构面上, 聚力较低的结构面, 仍然按3.0的允许安全系数要求, 就可能导致在复核深层抗滑稳定时遇到困难。
2.2 坝基内深层抗滑稳定分析
当坝基内存在可能导致沿基础岩体内部滑动的不利软弱结构面时, 就需研究大坝的深层抗滑稳定问题。根据软弱结构面空间展布性状不同, 重力坝深层滑动可分为多种类型, 其中2种最常见的类型为单斜剪切滑动破坏与双斜剪切滑动破坏[3]。
2.2.1 重力坝深层抗滑稳定的特点。
(1) 大坝滑动通道具有特定性和多元性。坝基内有软弱结构面时, 因其抗剪 (断) 强度比基岩低, 这就构成了大坝沿该软弱结构面滑动的特定通道。由于软弱结构面通常是多层或多条组合, 所以滑裂通道具有多元性。 (2) 坝体连同坝基部分岩体同时滑动。重力坝通常是沿建基面滑动, 即滑动发生在2种介质的分界面上, 滑动体是人工均质弹性体。有深层抗滑稳定问题的坝, 则是坝体连同坝基部分岩体同时沿坝基内软弱结构面滑动, 滑动体由混凝土和岩体2种材料组成。 (3) 对下游尾岩抗力体的依赖性。当坝基内有软弱结构面时, 在水平荷载作用下重力坝连同其下部的基岩不能维持自身的稳定, 即自身稳定安全系数小于1.0, 此时坝体只有依靠下游尾岩抗力体的支撑才能满足其对稳定性的要求。 (4) 深层抗滑稳定安全度判据的多元性。如前所述, 坝体滑动时将带动滑裂面以上的岩体同时滑动, 很多情况下这一滑动体只有依靠下游尾岩抗力体的支撑才能维持稳定。这种稳定平衡系统是由5部分构成:混凝土坝体;随坝体而动的基岩;软弱结构面;软弱结构面下部的基岩;下游尾岩抗力体。这就决定了重力坝深层抗滑稳定安全度不能用单一的安全系数来衡量, 而应该用安全系数及坝体、坝基、尾岩等的应力、位移等综合指标进行判定[4]。
2.2.2 深层抗滑稳定的计算方法。
目前, 国内研究深层抗滑稳定安全度的方法有刚体极限平衡法、非线性有限单元法和地质力学模型试验法[5]。前2种方法较为常用, 地质力学模型试验法一般用在特别重要的工程上。 (1) 刚体极限平衡法。刚体极限平衡法是根据确定的边界条件, 将滑动体与阻滑体视为刚体, 研究达到临界失稳状态时的平衡条件, 从而估算其安全度。除单斜滑动外, 双斜滑动等较复杂的情况一般都要做若干假定才能进行计算。由于假定不同, 刚体极限平衡法一般可分为剩余推力法、被动抗力法和等安全系数法3种。其共同点是求取第一滑裂面与第二滑裂面上的安全系数。前2种方法, 第一滑裂面与第二滑裂面上的安全系数不等, 第3种方法是通过试算, 得到2个滑裂面上相等的安全系数。第3种方法安全系数的概念比较清楚, 其应用比前2种方法广泛。实际上, 在许多情况下第一滑裂面与第二滑裂面的岩性差别很大, 其物理力学性质相对悬殊, 两滑裂面上的变形并不相容, 故实际安全度并不相等, 用“等安全系数”去表征, 并不能反映两滑裂面真实的安全储备。 (2) 非线性有限单元法。利用非线性有限单元法分析坝体及坝基的应力和变位, 以此判断大坝安全度。计算时通常将坝体及基岩离散为普通单元, 软弱夹层则必须用非线性单元处理。计算中施加实际荷载, 可得到坝体、坝基的应力和变位, 各点的局部安全系数。然后降低滑裂通道的材料强度或同时加大荷载, 直至大坝失稳, 得到此时大坝及地基的应力、变位及最终的安全系数。
2.2.3 使用刚体极限平衡法时安全度的判据。
(1) 安全系数的定义。对安全系数的定义及影响因素, 中国水科院的马力教授等在《重力坝深层抗滑稳定计算的几个问题》中作了深入的分析, 指出结构的安全系数可取为:K=KfKp或K=KfKpKa。式中, Kf为材料强度安全储备系数, 是安全系数中的主要组成部分;Kp为上游推力的超载系数;Ka为考虑扬压力的超载系数。为简化计算, 在深层抗滑假定计算时常假定K=Kf。我国工程实践中, 当用抗剪公式计算时, 安全系数取值是借用土石坝和水闸的数据:基本情况安全系数不小于1.3, 非常情况安全系数不大于1.1。当用抗剪断公式计算时:基本情况安全系数大于3.0, 非常情况安全系数大于2.5。 (2) 尾岩水平正应力。由于深层抗滑稳定的破坏类型有3种, 仅用安全系数这一个指标不能完全反映客观情况。为弥补上述不足, 用坝趾处垂直断面上作用于尾岩的水平正应力值衡量安全度是完全必要的。由于用抗剪断公式计算时, 安全系数为2.5~3.0以上, 而坝基软弱结构面的抗剪断强度指标相对较低, 特别是C′较小, 将摩擦系数降低60%~70%来计算剩余推力显得过于保守。因此, 建议应用抗剪公式计算水平正应力σx, 即将坝基软弱结构面摩擦系数f降低10%~23%, 求此时对应的剩余推力R, 再计算水平正应力σx。有条件时, σx的大小应通过抗力体试验确定, 但对于大多数工程, 目前只能通过工程类比和尾岩岩性与其结构等综合研究确定[6]。
2.2.4 使用非线性有限单元法计算时安全度的判据。
非线性有限单元法计算所得安全系数、坝体及坝基的应力、位移值, 是判断大坝稳定安全度的重要依据。由于各工程的复杂性和有限单元法计算程序的差异性, 目前尚无对坝体及坝基应力、位移值等评判的统一量化标准。以下一些部位或典型点上的值可做稳定安全度的辅助判据: (1) 坝基帷幕区及尾岩抗力体不应有拉力区, 应有一定的压应力, 目的是防止帷幕被拉坏或尾岩抗力体发生隆起破坏。 (2) 坝趾区的压应力不超过基岩 (含尾岩) 的设计允许值, 防止基岩及尾岩挤压破坏。 (3) 滑裂通道的屈服单元不能连续贯通。即滑裂通道的破裂比η=通道屈服单元投影长度/滑裂通道所有单元投影长度, 一般不超过60%。安全系数达到要求值, 以此控制滑裂面不因剪切而破坏。 (4) 上游帷幕处软弱结构面水平错位不大于1.0 mm。以此保证帷幕的有效性。 (5) 坝趾处水平位移值一般控制在5~7 mm以内, 最大应小于10 mm。
摘要：该文阐述了重力坝的结构特征和工作特点, 着重分析了坝体沿坝基面及坝基内深层软弱结构面或岸坡坝段等的抗滑稳定安全度, 对研究重力坝地基稳定性有十分重要的意义。
关键词：重力坝,地基,抗滑稳定分析
参考文献
[1]水利电力部.SDJ21-78混凝土重力坝设计规范[S].北京:中国水利电力出版社, 1979.
[2]王英华, 陈晓东, 叶兴.水工建筑物[M].北京:中国水利水电出版社, 2004.
[3]郑刚强, 阮爱君.毕业论文指导[M].杭州:浙江大学出版社, 2009.
[4]周建平, 钮新强, 贾金生.重力坝设计二十年[M].北京:中国水利水电出版社, 2008.
[5]吴媚玲, 姚耀武.重力坝的应力、稳定与可靠性[M].北京:中国科学技术出版社, 1990.
抗滑桩首件总结 第2篇
抗滑桩锁口施工首件施工总结
抗滑桩锁口施工首件施工总结
一、工程概况：
起讫里程：圭川溪隧道出口DK201+753～DK201+768右侧锚固桩。DK201+753～DK201+768右侧设锚固桩，4根桩，桩间距（中-中）为5米，桩身均采用C35钢筋混凝土现浇。
I型桩4根，桩截面2.5m（宽）×2.25m（厚）矩形桩，①号桩长18.0m，②③号桩长24，④号桩长33m。桩护壁采用C15钢筋混凝土，厚0.3m，节长1.0m，土石分界和滑动面处不能分节。锁口长1.2m，露出地面0.2m，锁口与护壁配套设臵。
二、首件工程施工：
2.1现场及准备情况报告 ①人员及现场的准备
有关抗滑桩施工的现场管理人员、桥梁工程师、专业技术人员、技术工人和操作人员等均已到位。由项目总工程师负责向技术员和施工员进行技术交底，并组织全体施工人员学习熟悉施工图纸、技术规范，做到人人懂施工、懂技术。
在全面熟悉设计文件的基础上，进行了现场核对和施工调查。墩柱施工定型模板及配套机械设备已进场，满足施工要求。2.2首项工程的选择及施工目的
计划圭川溪隧道出口右侧1#桩，作为抗滑桩锁口施工的首件工程。
通过首项工程施工，验证抗滑桩定型模板拼缝的平整度、密实性，抗滑桩砼的性能、施工方案和施工工艺的合理性，通过现场操作总结经验、优化施工方案、改进施工工艺，指导后续大批量施工。杭州至黄山铁路先期开工段1标3分部
抗滑桩锁口施工首件施工总结
三、抗滑桩施工方法
3.1、工艺原理
抗滑桩锁口采用组合钢模板，现场拼装；操作平台采用袋装泥土搭设；混凝土由集中拌和站拌和，混凝土运输车运至工地，吊车、漏斗入模，插入式捣固器捣固。
3.2、施工工艺流程 施工工艺流程：
平整场地→桩位放样→锁扣施工→首次孔桩开挖0.5m深→护臂钢筋、模板安装→护臂混凝土浇筑→孔桩开挖1m→护臂混凝土循环施工→孔桩检测→孔内钢筋帮扎、固定→安设串桶→浇筑抗滑桩混凝土→结束。
每一项施工工序必须进行，班组自检、报质检工程师、报现场监理工程师检查，检查合格后进行下道工序施工。
3.3施工准备
（1）先按设计图纸要求放出桩背坡度宽度、坡率及平台位臵，用挖掘机机配合人工风镐对该段边坡进行开挖、防护。
（2）挖至桩顶平台时，对抗滑桩场地进行平整，定出桩准备抗滑桩开挖。
3.4人工挖孔及护壁施工
①测量定位：施工人员必须按图施工，测量组根据图纸要求现场测放轴线，放出所有的桩位，同时做好各轴线的控制桩，桩位的放样允许偏差为10mm。经监理复核验收并办理有关手续后，方可进行开挖。
②标定中点：挖孔前，以放好的桩位中心点向桩的四周按轴线方向，引出桩心控制点，待第一节护壁浇筑好后，将下中心控制点标定杭州至黄山铁路先期开工段1标3分部
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在护壁上，以后每放一节都用大线锤吊中，找桩中心及轴线控制点，在挖桩工作面定出桩轴线，确保桩径不小于设计要求，桩轴线偏差不大于规范值；每浇完三节护壁，需校核垂直度一次，垂直度偏差小于0.5%。并做好记录。
③挖桩：表层堆积土用短柄铁锹锄头挖土施工；进入砂岩层用风镐施工；如遇坚石风镐难以施工的，采用弱爆破施工。
④运输：每孔桩原地面挖下150cm后，即在桩孔上架立垂直运输支架，用电动葫芦或卷扬机作为运土设备。
⑤护壁施工：护壁砼采用人工浇筑，人工捣实的方法。塌落度控制在80~100mm。原地面下第一节灌注锁口，其下挖深1m就灌注C30钢筋砼护壁一节，往下施工以每一节为一施工循环。每节高度划分，桩长10m以上0.5m浇筑一次，10m以下1m浇筑一次，护壁厚度划分桩长10m以上50cm，桩长10m以下30cm。在节与节之间连接钢筋，入下节不少于25cm，以提高护壁的整体性。护壁模板采用拆上节，支下节重复周转使用，模板之间用卡具、扣件连接固定，在上下端各设一道角钢内圈做为内侧支撑。护壁砼灌注8小时后才可进行拆模工作。
⑥夜间施工时要保证用电，施工场地周围架好照明灯，孔内照明用电采用36V安全电压，孔内照明灯泡用专用灯罩防护，防止其碰撞时破裂。
⑦第一节锁口钢筋砼高出原地面50cm，孔口上搭防护棚，孔口周围设防护栏，挖排水沟。
⑧检查：成孔后对桩身尺寸、孔底标高、桩位中线、井壁垂直度进行全面测定，作好施工记录。经监理及有关质检人员共同逐孔检查鉴定，符合设计要求后，办理好隐蔽工程验收，再制作、吊放钢筋笼、浇筑砼。杭州至黄山铁路先期开工段1标3分部
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3.5 终孔检查处理
挖孔达到设计标高后，应进行孔底处理。必须做到平整，无松碴、污泥及沉碴等软层。嵌入岩层深度应符合设计要求。开挖过程中应经常检查了解地质情况，如与设计资料不符，应提出变更设计。
3.6钢筋笼制作
①施工前确保使用的设备机具状态良好，原材钢筋材料必须有质保书和试验报告，按技术交底图纸进行钢筋加工。
②钢筋加工时主筋搭接位臵应错开，在35d且不小于500mm，范围内接头数目不得超过总受力钢筋面积的50%。主筋焊接必须保证搭接长度Φ18钢筋焊接长度10d（18cm）Φ28钢筋焊接长度10d（28cm）。纵向主筋在桩顶以下2m内不设接头。在护壁上间隔2m设臵钢筋支点，与钢筋笼进行焊接，用以稳定钢筋笼。
③箍筋与主筋间采用绑扎丝全部进行绑扎，绑扎要牢固，适当加以点焊。
④根据工期安排及现场实际情况，采用孔内人工绑扎钢筋，钢筋数量、规格、尺寸及绑扎等按设计及规范施工，施工完毕后报请监理单位验收，待验收合格后方可进行砼灌注。
⑤钢筋在加工场地加工好后用人工搬运、安放至孔内，由钢筋工按设计图定好钢筋位臵，控制各钢筋间距、数量及长度，绑好保护层垫块。然后进行绑扎焊接，成型后采取有效措施固定好钢筋笼，在同一圈用3～5个300～500mm长Φ18钢筋一端焊接在加力筋上，一端顶在护壁上，以防钢筋笼在灌注砼过程中发生位臵偏移现象。杭州至黄山铁路先期开工段1标3分部
抗滑桩锁口施工首件施工总结
3.7桩芯砼浇灌
①严格按设计要求施工，挖至设计标高桩基成孔后，认真清理浮渣，抽净积水，经自检合格后请监理单位下孔验收桩孔几何尺寸，验收合格后方可灌注桩芯砼。
②桩芯砼浇灌前，落实现场各作业班组、质检员、值班人员职责，并作好桩芯砼浇灌记录。
③浇灌作业前认真检查机具工作状态良好，所用材料符合要求，搅拌班组配合比交底明确。
④桩孔中有水时应用水泵排干；灌注时根据地下渗水的情况确定砼的塌落度，如地下涌水量较大，应采用集中投料，灌注前先投水泥50～100公斤，如浮浆的厚度超过0.4米，应用水泵将浮浆抽掉。
⑤浇灌过程中，振动棒振点间距0.4～0.5m,每点振捣时间不少于20秒，振动棒插入砼面不小于1米，桩身部分每1.2米振捣一次。振捣程度以砼面不再明显沉落和无气泡溢出为限。振捣由专业人员穿、戴好安全品并有二人在孔口护送下孔进行振捣。
⑥浇灌过程中，经常用尺量测砼高度来计算砼面上升高度及时振捣，接近桩顶标高时，认真测浮浆厚度，并做到实际浇灌砼面不产生负误差。桩芯砼浇灌过程中，认真做好砼搅拌及浇灌记录。
⑦每桩芯必须连续浇灌完成，灌桩芯砼时，做好砼试块，认真养护，达到龄期后送检。杭州至黄山铁路先期开工段1标3分部
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四、首件成品检查情况
抗滑桩锁口首件工程拆模后，经检测各项指标符合要求，模板拼缝平整，无明显漏浆情况，表面无明显气泡，颜色一致，锁口周长满足设计要求。
五、质量改进措施
1、混凝土搅拌塌落度尽量控制需要调整得小一些，以满足施工振捣要求为度，避免墩柱产生水纹，影响外观质量。
2、混凝土振捣间距严格按要求振捣，当振动完毕需变换振捣器在混凝土拌和物中的水平位臵时，应边振动边竖向缓慢提出振捣器，不得将振捣器放在拌和物内平拖。不得用振捣器驱赶混凝土。
3、应避免碰撞模板、钢筋及其它预埋部件。
4、每一振点的振捣延续时间以混凝土不再沉落，表面呈现浮浆为度，防 止过振、漏振。
5、模板接缝粘贴薄层双面胶，避免漏浆、跑浆、避免模板之间缝隙过大。
6、因天气干燥、砼运输时间及难度大，对砼和易性有必要调整。
六、结束语
建筑边坡稳定性及抗滑桩加固探析 第3篇
天然存在的土质边坡一旦失稳，将引起不良后果，其后果通常是灾难性的。由于工程活动出现的填土新边坡，发生事故的几率更高，其祸害更大。崩塌、塌方、滑坡及泥石流等，都是因为边坡处理不当或边坡自然失稳而造成的严重地质灾害，经常摧毁村镇和大批农田，阻塞水道和陆路交通，历史上这样血的教训不胜枚举。
在工程设计中，边坡是否安全合理，必须通过边坡的稳定性分析来进行检验。目前分析边坡稳定性的方法较多，但大多数理论都是基于极限平衡原理，认为边坡之所以失稳，是由于坡体在自重应力的作用下，达到了极限平衡状态。当边坡达到极限平衡状态时，坡体内某一点的剪应力将与土体的抗剪强度相平衡，这一点称之为极限平衡点。当所有的极限平衡点，连通成一个面时，则形成一个连续的滑动面，边坡便出现稳定极限破坏。边坡出现稳定性破坏后，其滑动面可通过地质勘探手段来确定滑动面的形态。
进行边坡稳定性分析时，通常假定边坡的纵向尺寸远大于横向尺寸，所以可按平面问题来考虑坡体的受力条件。在进行具体分析时，对于已经出现稳定性破坏的边坡，可按勘探确定的滑动面，逐点进行抗剪强度验算。对于目前还属于稳定的边坡，为验算其安全度，或验算其在工程活动后的稳定状态，一般是先根据经验假定一个可能的滑动面进行验算。现行的边坡验算，常假定滑动面为平面、圆柱面、对数螺旋曲面及折面等多种形式。边坡的稳定性分析是一个比较复杂的问题，目前还没有一个万能的分析计算模式可用分析计算各种边坡的稳定性，因此只能在一定的理论指导下，对边坡的现状进行仔细的调查研究和认真的分析，结合已有的经验，确定计算模型，选择切合现场实际的理论，测试出切合实际的参数，从而进行分析计算。
对边坡的稳定性分析，精心测试有关分析计算参数是至关重要的。因为参数在分析计算中是一组比较敏感的数据，例如土的内摩擦角和粘聚力，这些参数略有变动，便会较大地影响边坡的安全度和可靠度的计算结果。如果参数选择不正确，再严密的理论也是枉然。边坡的计算参数必须进行现场原位测试，且必须直接在滑动面上进行，才不至于出现较大的误差。现场测试装置和试验方法的设计，必须符合所选用的计算理论，不然将引起很大的偏差。
2 抗滑桩的破坏形式及加固方法
抗滑桩一般应当设置在滑坡前缘抗滑段滑体较薄处，以便充分利用抗滑段的抗滑力，减小作用在桩上的滑坡推力，减小桩的截面和埋深，降低工程造价，并应垂直滑坡的主滑方向成排布设。而对于大型滑坡，当一排桩的抗滑力不足以平衡滑坡推力时，可布设两排或三排桩。只有在少数情况下因治理滑坡的特殊需要才把桩布设在主滑段或牵引段。
抗滑桩的破坏形式有以下几种：
1)抗滑桩的间距过大、滑体含水量高呈流塑状态，滑体土从桩间流出;
2)抗滑桩的抗剪能力不足，桩身在滑动面处被剪断;
3)抗滑桩的抗弯能力不足，在最大弯距处被拉断;
4)抗滑桩的埋深不足，锚固力不够，桩被推倒;
5)抗滑桩桩前滑面以下岩土软弱抗力不足产生较大塑性变形，使桩的变形过大而超过允许范围;
6)抗滑桩高出滑面的高度不足或桩位选择不合理，桩虽然有足够强度，但滑坡从桩顶以上剪出(即所谓“越顶”)。
关于流塑状粘性土滑体从两桩间流出的问题，有的学者曾提出用桩侧壁与土的摩擦阻力和土体的抗剪强度比较以确定桩间距大小。我们认为对这类滑坡首先应考虑采用排水措施(如支撑盲沟)疏干滑体提高其抗剪强度，然后再设桩支档，两者同时应用较好。
对一般滑坡，桩间距取决于两桩间土体能形成的破坏拱的大小，其主要作用力是滑坡推力，而不是重力。拱的大小取决于桩间岩土体的强度。实用上取桩中一中间距为桩径的2～5倍，小直径的钻孔桩间距取2～3m，土质滑坡中的挖孔桩间距取5～6m，较完整的岩质滑坡可以取7～8m。当然桩间距的大小还与单桩承受的推力大小有关，有时因单桩受的滑坡推力过大，也可适当缩小桩间距。当桩间距过小时，桩的计算宽度和桩前滑床的抗力将受到限制。
只要滑坡推力计算接近滑坡的实际情况，并预测到滑坡可能扩大的范围、多层滑面滑动的可能，留有一定的安全储备，桩被剪断和受弯而拉断的情况是较少发生的。但桩的埋深不足和桩前滑床抗力不足而引起桩身倾斜过大甚至倾倒的情况曾发生多次，因此设桩之前对桩锚固段地基详细勘察和评价是十分重要的。
因抗滑桩的高度不足使滑坡从桩顶滑出的事故时有发生，所以在支档工程中，不论是抗滑挡土墙、抗滑桩，还是抗滑反压土堤，支档工程的高度都不能任意假定，而必须通过“越顶检算”，即滑坡因前部增加支档而从支档工程顶部滑出的可能检算，而目前工程设计中，常常遗漏此项工作。它实际上是形成了新的滑面，最好的办法是采用有限元强度折减法自动寻找新滑面。只有当新滑面的稳定系数大于或等于设计安全系数时，才表明桩高是满足要求的，否则应调整桩顶高程。当桩顶已位于地面时，应调整桩位。
3 抗滑桩加固中的关键技术
1)滑坡推力及分布图式。滑坡推力是作用在抗滑桩上的主要外力，其大小通过推力来计算决定。国内采用的传递系数法，其作用方向平行于桩以上的一段滑动面;其分布图式一般是从滑动面到桩顶范围按矩形分布，规范也做这样的规定，这是比较安全的。但实际上不同类型的滑坡体岩土和结构，推力分布不一定都是矩形，国内外曾有三角形、抛物线型和梯形分布的讨论，但由于实测资料太少，还未形成统一的意见，目前设计上以采用矩形分布较合适。
2)桩前抗力大小和分布。所谓“桩前抗力”是指桩前滑体对桩的作用力。由于滑动面的存在，桩前滑体难以形成连续的弹性抗力，一般采用剩余抗滑力(桩在抗滑段时)和被动土压力二者中的较小值，当用剩余抗滑力时其分布图式为矩形，当用被动土压力时为三角形。当桩前滑体有可能滑走时则不能考虑桩前抗力。
3)抗滑桩是将滑动面以下锚固段作弹性地基梁计算的，将滑动面以上的作用力转移到滑动面上。所以，地基的弹性抗力系数K或其随深度变化的比例系数M，以及桩侧地基的侧向承载能力的选取都是重要的设计参数。由于实测资料有限，目前还主要是参照桥梁和隧道设计手册中的一些参数选用。
摘要：边坡与滑坡是一种常见的地质灾害, 例如造成交通中断、河道堵塞、水库失事、建筑物坍塌、厂矿掩埋等事故, 从而造成生命及财产的重大损失。因而边坡的稳定性问题得到了高度重视。
关键词：边坡,稳定性,抗滑桩
参考文献
[1]郑颖人, 陈祖煌等.边坡与滑坡工程治理[M].北京:人民交通出版社, 2007.
抗滑稳定性 第4篇
关键词：边坡工程,降雨入渗,强度折减法,稳定性分析
降雨是影响边坡稳定性、导致边坡失稳破坏的重要因素。特别是近几年来频繁出现的特大暴雨、强台风等极端天气导致的各种边坡失稳自然灾害, 使得在强降雨条件下的边坡稳定性分析与安全性评价日益成为国内外岩土工程与防灾减灾工程研究的热点[1,2,3,4,5,6,7,8,9,10,11,12,13,14,15,16,17,18,19]。许多专家与学者为了深入探究掌握降雨诱发边坡失稳的机制和规律, 进行了降雨入渗模型和原位试验研究, 并在基于Mohr-Coulomb准则和有效应力原理的基础上, 提出并发展了一些关于非饱和土强度准则, 促进了非饱和土土力学的快速发展。此外, 在数值模拟方面, 他们基于饱和-非饱和渗流理论, 采用极限平衡法和强度折减有限元法来评价降雨入渗条件下边坡稳定性[20,21,22,23,24,25]。然而, 强降雨入渗条件下饱和-非饱和边坡失稳原因极其复杂, 如何综合考虑多种因素的联合作用, 特别是非饱和区土体质量增加和强降雨条件下导致的饱和区渗透力改变对边坡稳定性的影响是本文的研究重点。
1强降雨条件下非饱和土边坡稳定性分析理论
1.1饱和-非饱和渗流控制方程
基于质量守恒原理和非饱和土Darcy定律, 各向异性多孔介质的饱和-非饱和渗流控制微分方程可写为[23]:
式中:h为压力水头 (饱和区为正值, 非饱和区为负值) ;Kr (h) 为相对渗透系数, 且0Kr (h) 1;Kij为饱和渗透系数;Ss为单位贮水系数;Ch为容水度, 且Ch=dθ/dh, θ为体积含水量;β为特征系数 (非饱和区为0, 饱和区为1) ;t为时间;S为源汇项。
式 (1) 的定解条件如下。
(1) 初始条件:
(2) 边界条件:
式中:ni为所在面的外法线方向余弦;qn为边界面法向流量, 向外为正;Γ1为水头边界;Γ2为流量边界;Γ3为饱和逸出边界;Γ4为降雨入渗边界。
对式 (3) 采用伽辽金加权余量法求解, 并在空间上采用有限单元法进行离散, 时域上采用隐式向后差分格式进行离散。
1.2降雨入渗边界
对于降雨条件下, 雨水的入渗量与土体的渗透性、干湿度以及降雨强度、降雨持续时间等因素有关。可采用Darcy定律计算垂直地表的最大入渗能力:
设q (t) 为降雨强度Q (t) 在入渗面上的分量, 且有q (t) =Q (t) ni。当q (t ) R (t) 时, 此时全部入渗, 即R (t ) |Γ5=q (t) ;当q (t ) >R (t) 时, 坡面形成定水头饱和入渗, 即h (xi, t) |Γ1=z (xi) 。
1.3渗透力增量离散
单元渗透体积力具体计算公式如下:
由此可以推出渗流体积力的等效节点荷载为:
2乐昌峡水利枢纽工程左岸边坡稳定性分析
乐昌峡水利枢纽工程位于乐昌市境内、武江乐昌峡河段, 是国务院批复的《珠江流域防洪规划》确定的北江防洪工程体系控制性工程。大坝两岸的坝肩开挖, 将会形成最高可达300 m的开挖边坡, 左、右岸山坡风化层深, 岩石强度弱, 在施工期边坡开挖过程中的变形稳定, 将直接影响到碾压混凝土大坝的施工工期。由于碾压混凝土大坝只有1年的工期, 因此边坡任何失稳破坏都将直接影响大坝的施工;而在运行阶段, 由于降雨及地下水位的变化, 将影响两岸边坡的变形、应力分布及稳定性, 直接关系到大坝能否正常运行及安全。因此非常有必要对边坡在施工期、运行期的变形稳定进行计算分析。
2.1计算模型及计算参数
乐昌峡左岸坝肩边坡强降雨分析的计算模型见图1, 左岸坝肩边坡模型长455 m, 宽383.5 m, 高350 m, 共39 740个节点, 36 324个单元。
2.1.1降雨入渗计算条件
模型左侧水头96 m, 根据钻孔测的数据反演得到坡顶水头为276 m。采用饱和稳定渗流程序进行初始稳定渗流场计算。乐昌峡全年降雨量平均为1 488 mm, 3-6月降雨占全年的50%～60%, 4～9月占全年的74%。降雨情况以极端强降雨边界条件来定。整个坡面为降雨入渗边界, 临近坝的面为溢出边界。
滑坡体的非饱和水力参数根据工程类比确定, 计算所采用的边坡孔隙水压力、饱和度、相对渗透系数关系如图2所示。
2.1.2边坡稳定计算参数及边界条件
模型采用莫尔-库仑弹塑性模型。根据K261+175-K261+365段滑坡工程地质勘察报告及现场勘察研究, 综合确定的各地层基本岩体力学参数 (见表1) 。计算时模型底部为全约束, 左右、前后侧为法向约束。
2.2计算结果分析
2.2.1降雨入渗分析
降雨入渗过程部分时刻边坡渗流场情况见图3～4。根据计算结果可以看出, 在降雨初始时刻至50 h内, 坡面附近压力水头并未出现明显变化, 而从降雨50 h后坡面附近的压力水头才出现明显变化, 70 h之后非饱和区范围逐渐变小, 90 h之后上部出现局部饱和, 到150 h后地下水位开始有所升高, 整个边坡向新的平衡状态变化。为了验证程序的正确性, 将上层的渗透系数提高10倍, 进行降雨计算, 从计算结果与前面的降雨计算结果对比中看出相对于前一种渗透系数的压力水头线在同一时程有了更为明显的变化, 可以看出, 0～50 h的压力水头未出现明显变化是由于上层的渗透系数较小导致的, 因此验证了该程序的正确性。
上述计算的降雨过程渗流场总体变化反映了边坡降雨入渗基本规律, 根据本文介绍的方法即可方便地计算边坡不同降雨时刻的变形及稳定情况。
2.2.2不同条件下边坡稳定性分析
(1) 天然状态 (未考虑地下水) 。
为了对比分析, 使用flac-3d程序对该边坡在天然状态下的稳定性进行了计算。该工况仅考虑自重应力, 未考虑地下水的作用。按强度折减法计算的边坡的安全系数为3.06。从图5中可以看出此状态下的边坡塑形区并未贯通, 因此根据此结果边坡在天然状态下是稳定的, 极限状态下边坡潜在失稳部位在公路位置以及公路以上位置。
(2) 边坡降雨过程。
根据前面的计算结果将边坡降雨每个时程下的节点压力水头, 转化为节点渗透体积力, 施加于节点上, 在该结果之下计算边坡每个时程下的安全系数, 将计算结果列于下表2。可以看出在初始时刻, 边坡考虑地下水情况时的安全系数降为3.02, 比未考虑地下水渗流作用时小了0.04, 说明地下水渗流作用对于边坡的安全稳定性是有影响的。对比前面的降雨渗流场计算结果, 我们可以看出在0～50 h降雨过程中, 整个边坡的安全系数下降不明显, 这是由于整个边坡渗流情况改变不明显所导致的。而后在随着土体中的含水量和饱和度逐渐上升, 整个边坡上部出现了局部饱和区, 这一部分的渗透体积力增大。而根据计算结果图6, 我们可以看出整个边坡的塑形区也在随着降雨时长的增加而逐渐增大, 边坡的安全系数也随之逐渐下降。这一计算结果与实际规律相符。
3结论
基于饱和非饱和降雨入渗模拟方法, 运用莫尔库伦强度理论, 研究利用FLAC3D程序考虑饱和区渗透力变化影响下的强降雨过程条件下边坡的变形及稳定性分析方法。通过对广东省乐昌峡左岸坝肩坝轴线边坡不同条件下的稳定状态计算, 得出了如下结论:
(1) 在强降雨条件下, 地表水入渗将明显改变边坡的原始渗流状态, 直接导致非饱和区的范围逐渐缩小、压力水头升高以及局部饱和区的出现。
(2) 根据模拟降雨过程中各个时刻下的边坡渗流场, 考虑饱和区的渗透力影响下, 按强度折减法计算结果反映降雨入渗时边坡稳定性将明显下降。
重力坝抗滑稳定预警研究 第5篇
关于抗滑稳定计算, 混凝土重力坝设计规范 (DL5108-1999) (下面统称规范) 以分项系数极限状态设计式取代了单一安全系数法, 没有明确的量化指标, 且对于坝基缓倾软弱结构面为多滑面时, 未明确规定多滑面计算方法。因此为了能够对坝基抗滑稳定实时预警分析, 该文在规范的基础上探讨定量的预警指标, 并针对实际工程, 推导出了分项系数多滑面计算公式。基于.NET Framework 4.0和C#, 将研究成果运用到抗滑稳定预警分析中, 研制了抗滑稳定监测预警分析系统。
1 抗滑稳定预警理论研究
重力坝抗滑稳定的预警分析机制主要是通过连接自动化数据采集系统实时调用上下游水位监测值和埋设在坝踵、坝址的应力计监测值计算建基面、坝址、坝踵、深层滑动面的安全度, 将安全度与预警指标比较, 超过预警指标及时预警。规范中关于建基面、坝址、坝踵、双斜深层滑动面的计算都作了明确规定, 不再赘述。但是规范中采用分项系数极限状态设计方法, 通过比较不等式来评价建筑物的安全度, 无明确量化指标[4], 这给实现预警分析带来诸多不便。而且对于坝基缓倾软弱结构面为多滑面时, 规范中并未明确规定多滑面的计算方法, 若将多滑面简化为双斜面计算将不能反映实际的深层滑移[5], 计算结果易出现偏离。因此, 下面就抗滑稳定预警指标和多滑面计算方法进行探讨。
1.1 抗滑稳定预警指标
对于表层失稳, 依据规范, 建基面和坝址按承载能力极限状态设计表达式进行稳定性分析计算, 坝踵要求垂直应力不出现拉应力, 规范规定的设计表达式:
式中:符号意义参考规范文献[6]。
对于深层失稳, 使用极限状态表达式 (1) 进行稳定性分析, 以分项系数极限状态表达式替代传统的单一安全系数设计法。双斜面的作用效应函数和结构抗力函数为:
结合上诉两种失稳模式的计算理论, 将作用效应和抗力效应对建基面、坝址及深层滑动面的影响量化, 令的比值为坝基抗滑稳定安全度, 为无量纲量, 即:
式中:为作用效应;为抗力效应。
考虑了作用效应和抗力效应的影响, 作用效应和抗力效应包含了所有有效荷载的作用, 因此将作为坝基抗滑稳定的安全度是合理的。由确定抗滑稳定预警指标为1.0, 若建基面和坝址不安全, 预警提示红灯;若建基面和坝址安全, 预警提示绿灯。
1.2 分项系数多滑面计算方法
现行多滑面抗滑稳定计算理论以美国军工师团颁发的《重力坝设计导则EM-110-2200》的计算理论为基础进行推导, 该计算公式复杂, 采用试算迭代法求解, 计算量大, 常出现计算结果不收敛的情况, 实际工程中使用较少。因此在规范双斜面计算式的基础上, 将作用力和抗力投影到滑动面上, 推导对多滑面计算公式, 并根据工程应用进行简化。
多滑面抗滑稳定受力示意图如图1所示, 根据错动带和岩层分布将滑裂面分为n块, 将上部坝体自重、水重和上下游水压力、泥沙压力转化为作用在滑裂体表面的竖向应力σ和水平切应力τ, 由参考文献[7]可知:
式中:X为距离坝踵的水平长度;σyu、σyd为坝趾、坝踵应力, kPa;B为坝基面宽度;∑P为作用于坝段上全部水平力的总和, kN;n、m分别为上、下游坝坡坡率;Pu、Pd分别为上、下游水平压力。
第i块滑移体滑裂面AB的作用效应函数:
抗力效应函数:
式中:i表示第i个滑块;Ai为滑块i至坝踵的水平作用面积;Ui为滑块i扬压力;wi为滑块i自重;Qi为滑块i与滑块i+1之间推力;αi为滑块i与滑块i+1 之间错动面倾角;βi为第i滑裂面倾角;fi、ci为第i滑面抗剪断摩擦系数和凝聚力。
上述公式的推导与传统刚体极限平衡法核算抗滑稳定的思路是一致的, 以等安全度的思想进一步推导, 即第i滑裂面上有:
实际工程中, 错动面倾角αi较难确定, 根据工程经验通常取αi=90°, 对该公式进行简化。令即:
移项:
累加消元可得:
由图1可知Q0=Qn=0, 令ε1=ε2==εn=ε得到改进后的多滑面抗滑稳定计算公式为:
式 (18) 即为分项系数多滑面计算式。坝基整体安全度为:
由于每一个滑块的Pi和qi都是独立的, 适用于编制程序计算, 然后采用二分法求解式 (18) 即可获得整体安全度K珡。该公式形式简洁, 计算方便, 且考虑了多滑面的作用, 能够反映实际的深层滑移情况。因此对于坝基深层滑动面为多滑面时, 采用式 (18) 计算整体安全度。
2 软件研制
基于.NET Framework 4.0和C#程序开发平台, 以规范中抗滑稳定计算理论和分项系数多滑面计算式为原理, 研制重力坝抗滑稳定预警分析软件。将预警阈值设置为1.0, 针对不同工程, 预警阈值可以根据实际情况进行适当调整, 例如下游护坦有压重, 可以将阈值设置的稍大一些, 坝基多滑面贯穿率较高, 可设置的稍小一些, 抗滑稳定预警分析系统的工作流程如图2所示。监测数据采集包括:上下游库水位、坝基扬压力测点监测值、坝踵、坝址应力。计算参数:建基面和深层滑动面抗剪参数f′、c′, 深层滑动面位置坐标, 建基面高程, 上下游坝坡坡率, 扬压力折剪系数 (帷幕排水管、辅助排水管) , 淤沙高程, 淤沙密度, 内摩擦角, 风速, 吹程, 下游护坦长、高。图3所示为某工程监测预警分析界面。
3 工程实例
某重力坝工程为一等大 (一) 型工程, 坝基地质条件复杂, 坝基玄武岩内缓倾结构面较发育, 计算采用正常工况, 上游水位1 330.00m, 下游水位1 203.70m。图4所示为地勘给出的该工程13号坝段的一组滑移通道。地勘确定 Ⅱ 类岩体f′=1.35、c′=1.875MPa, Ⅲ类岩体f′=1.175、c′=1.4MPa。表1所示为预警分析软件和某设计院计算不同滑移通道的安全度该设计院计算方法采用单一安全系数法计算, 安全系数需大于3.0, 预警分析软件采用分项系数多滑面计算法, 需大于1.0, 从表1可知, 两种计算方法结果一致。由于分项系数法采用可靠度理论确定基本变量的分项系数, 考虑了不同荷载、材料的统计特征, 利用了变量的标准差 (二阶矩) 信息, 较单一安全系数法利用变量的均值 (一阶矩) 信息更为先进[8]。
由于安全度只能反映当日的安全状况, 不能掌握坝基安全状况的变化趋势, 软件可以全程实时采集监测数据分析计算, 绘制安全度历时过程线, 直观反映安全状况的变化趋势。由软件绘制蓄水期库水位过程线, 从2012-02-09 高程1 252.93 m至2012-03-31高程1 318.04m (见图5) , 由库水位计算滑移通道一的安全度绘制的历时过程线如图6所示。由图6可知, 随着库水位的逐渐上升, 逐渐降低, 但始终未超过预警指标值1.0, 总体变化趋势逐渐趋于稳定, 证明该蓄水期坝基安全状况良好。但2012-02-09-2012-02-13安全度降低幅度较大, 应结合其他监测数据查找原因。
4结语
该文针对重力坝安全监测预警系统关于坝基抗滑稳定监测预警存在的不足, 在混凝土重力坝设计规范 (DL5108-1999) 的基础上进行探讨, 得出以下结论。
(1) 以分项系数极限状态设计表达式确定了抗滑稳定预警指标为1.0, 弥补了抗滑稳定预警机制在指标设置存在的缺陷。
(2) 以双滑面深层抗滑稳定计算式推导了分项系数多滑面计算式, 利用等安全度的思想对公式进行简化。工程实例验证, 采用推导的计算公式计算深层滑动面安全度与传统单一安全系数法计算结论一致。
(3) 将预警指标和分项系数多滑面计算式运用到预警分析中, 研制了重力坝抗滑稳定预警分析软件, 通过实时采集监测数据分析计算, 建立了预警反馈机制。工程实例表明, 该预警分析软件能够实时反馈坝基抗滑稳定安全度, 超过预警指标及时预警, 而且可以绘制安全度历时过程线, 直观掌握坝基安全度变化情况。
参考文献
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[4]陈祖煜, 陈立宏.对重力坝设计规范中双斜面抗滑稳定分析公式的讨论意见[J].水力发电学报, 2002, (2) :101-102.
[5]彭文明.多滑动面深层抗滑稳定求解方法探讨[J].水电站设计, 2009, 25 (1) :1-3.
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[7]林继镛.水工建筑物[M].4版.北京:中国水利水电出版社, 1986:55-58.
抗滑稳定性 第6篇
金东大桥是跨越金沙江联系云南省昆明市东川区与四川省会东县的一座重要桥梁,主桥采用730m单跨简支钢桁加劲梁悬索桥,桥面宽度20m,东川侧(右岸)锚碇采用重力式锚。原设计重力式锚碇平面尺寸32m×47.5m。重力式锚碇基础构造见图1,上游侧建基面高程847.00m和下游侧建基面高程843.00 m。
锚碇处分布为志留系中统石门坎组(S2s)灰岩,岩质坚硬,自身抗风化能力较强,右岸锚碇处由于受构造影响,岩体破碎,节理裂隙极发育,且裂隙多张开,岩体沿结构面风化较深,钻孔揭露强风化层垂直深度为12.0～59.8m;局部岩体全风化,全风化最大垂直深度为44.31m (钻孔ZK15揭露);中风化层未揭穿。
2 重力式锚相似模型试验目的
针对现行《公路桥涵地基与基础设计规范》及《悬索桥设计规范》在锚碇基础抗滑稳定方面的规定不甚详细,参考水电行业相关经验,在锚碇建基面选择有代表性的位置进行1组(2点)原位相似模型试验,相似模型按照相似原理制作,模型比例不小于1/30,对模型按照实际受力进行加载试验,计算锚碇的抗滑稳定安全系数,并将其与设计值进行对比,达到优化锚碇设计参数的目的。
3 原位相似模型试验
3.1 试验位置的确定
根据锚碇基础开挖后的现场实际情况,在金东大桥右岸锚碇场地共布置了2点原位相似模型试验点,锚碇相似模型平面布置图见图2。本次2个相似模型试验点位于两种不同岩体类别的基岩面上,其中:模型1位于Ⅳ类岩体,完整性较差;模型2位于Ⅲ2类岩体,较完整。
3.2 场地准备
建基面开挖至建基面顶面高程847.50m时,停止爆破开挖,用挖土机等大型机械设备对平台大致整平后进行人工清理清理试验位置的岩土浮渣,几何尺寸应至少比试验面边长大20cm,制岩体与混凝土接触面起伏差应控制在边长的1%～2%。清理过程中禁止大型机械驶入试验区,停止周围机械钻探、挖掘等施工工作,以防止机械施工影响试验结果的准确性。
3.3 反力装置布置
在试验点备样完成,并且在满足试验空间、钢梁承载力等要求下,确定反力锚打孔的位置,然后采用直径30～50mm的钻头,打2m深的孔,用直径22mm的螺纹钢作为法向反力的传导钢筋,采用C40水泥浆灌注作为反力钢筋与基岩的胶粘剂;在试验时利用钢板与反力钢筋焊接作为试验反力装置。
3.4 模型制备及试点测表安装
在选定的基岩面位置按1:30比例制作相似模型,并安装测表,其中1～4号测表为水平向测表,位于模型顶部向下10cm,5～14号测表为铅直向测表,位于模型中部,用与锚碇基础同强度等级的混凝土(C40)浇筑,养护28d,相似模型结构尺寸及试点测表安装见图3。
3.5 模型加载试验
在相似模型养护28d且强度满足设计要求后进行逐级加载试验。
(1)对模型1和模型2进行施加铅直向荷载进行基底压力试验,铅直向终荷载为990kN,分4级施加,依次为247.5kN、495kN、742.5kN、990kN;逐级加载后立即测量各测点位移,每10min复测1次,连续3次后进行下一级加载。
(2)对模型1和模型2在铅直荷载保持在990kN,模拟主缆拉力的斜向推力荷载采用千斤顶和反力挡墙结合进行加载,设计推力荷载为245 kN,试验最大推力荷载为设计荷载的3倍,分3级施加,分推力方向与主缆拉力方向一致,逐级加载后立即测量各测点位移,每10 min复测1次,连续3次后进行下一级加载。
(3)将模型1和模型2铅直向荷载卸载后0kN情况下推力荷载加至试件破坏为止,级数不少于10级。
(4)试验完成后,翻转试件,拍下破坏模式的试验照片,详细记录试面破坏情况、擦痕分布、方向及长度。描述岩体和混凝土内局部被剪断的部位和大小、剪切面上碎屑物质的性质和分布。
3.6 试验数据记录及分析
(1)模型1和模型2各测表在铅直向荷载下铅直向位移量见表1。
(2)在铅直荷载为990kN时,模型1和模型2各测表在推力荷载下水平位移量见表2。
(3)在铅直荷载为0kN时模型1和模型2各测表在推力荷载下水平位移量见表3。
对模型1和模型2施加铅直向终荷载990kN时和模型1和模型2处于铅直荷载990kN状态时施加推力荷载至3倍设计荷载735kN时,模型结构和基础均未发生破坏,模型1和模型2的铅直向和水平向位移量相差均很小,铅直向和水平向位移量最大差值仅为0.094 mm和0.894mm。
对模型1和模型2施加不施加铅直向荷载时,最大推力分别达到104.77kN和239kN时,基础发生破坏,最大水平位移量分别为1.205 mm和0.508 mm。模型1的破坏模式为沿基岩接触面下部岩体结构面破坏,剪切小部分沿混凝土岩接触面发生,大部分沿岩体内部发生,部分沿节理面发生,面残留大部分岩块(3～12cm),部分岩屑,影响松弛深度约10cm,局部残留混凝土。模型2的破坏模式为沿基岩接触面发生,剪切少部分岩体内部发生,部分沿混凝土岩内部接触面发生,部分沿混凝土内部发生,剪切面不平整,有一定起伏差(1～4cm),大至13cm,表面残留大量岩屑,少量岩块,可见擦痕。模型1和模型2均表现为粘结力消失,荷载无法继续增大。
4 结束语
从模型在荷载作用下位移和极限破坏性试验得知,锚碇的抗滑移性与锚碇混凝土强度关系不大,一般情况下,锚碇在发生滑移时锚碇混凝土结构均没有发生破坏,增强锚碇的抗滑移性,可通过增加锚碇基础与地基间的摩擦系数(如采用台阶性结构)和对锚碇基础进行补强(如在锚碇与地基基础之间设置预应力锚杆,或其他形式的复合地基处理)。
根据重力锚相似模型试验成果,设计单位对重力式锚碇基础设计进行复核,确认基底地质情况及锚碇尺寸满足设计要求。
参考文献
[1]JTGD63—2007,公路桥涵地基与基础设计规范[S].
[2]林荣安.悬索桥重力式锚碇系统受力分析及其优化[D].西安:长安大学,2008.
抗滑稳定性 第7篇
关键词：万家口子水电站,块体理论,坝肩,关键块体,安全系数
0 引言
开挖边坡由于临空面(开挖面)的存在,可能使得几组结构面以一定的形式组合,构成不稳定或潜在不稳定块体,这些块体给工程的正常运营带来了严重威胁。块体理论(Block theory),首先在20世纪70年代由石根华提出,1985年石根华与R.E.Goodman进一步明确了块体理论体系[1],块体理论作为岩体分析的一种有效方法已经趋于完善。经过近几十年的发展,块体理论已在我国的地下洞室、边坡岩体稳定性分析等工程中广泛应用[2,3,4,5]。
在基于块体理论的基础上,本文对万家口子水电站拱坝坝肩边坡进行了抗滑稳定性分析,计算不同类型块体在施工期和运行期3种工况(正常工况、降雨工况和地震工况)的稳定性,提出锚固设计的方案,并对锚索方位角对稳定安全系数的影响作敏感性分析,以采用较经济的加固措施保证边坡开挖和运行时的稳定。
1 块体理论
1.1 块体理论的基本原理
块体理论假定岩体结构面为平面、结构面切割而成的块体为刚体、块体失稳为脱离岩体或沿结构面产生滑移等破坏形式,利用几何拓扑学方法分析不同开挖面上可能出现或已出现的可移动块体、关键块体的类型,分析块体的几何形态特征,块体失稳模式,并结合刚体极限平衡分析,计算块体的稳定性,讨论相应的工程支护措施。
1.2 块体的运动形式
依据运动过程中或在运动趋势上所受约束条件的差异,石根华等提出的块体理论中将块体的运动方式归纳为3种形式:脱离岩体运动、单面滑动、双面滑动。
1.2.1 脱离岩体
图1(a)为块体脱离岩体运动时的二维示意图。图中为结构面k指向块体内部的单位法向矢量。块体的运动方向与满足r才能使块体各结构面脱离岩体。
1.2.2 单面滑动
图1(b)为块体沿结构面i滑动的二维示意图。可以看出,此时块体的运动必须满足两个条件:一是主合力使块体不脱离滑动面i,即:;二是块体的运动方向s使除结构面i以外各结构面与岩体脱开,即:(k为块体结构面,且k≠i)。
1.2.3 双面滑动
在图1(c)的情况下,块体沿两个结构面i和j的双面滑动,即沿两结构面的交线运动。这时必须使块体与滑动面i和j接触,即且运动方向使除结构面i和j以外的结构面与岩体脱开,即:(k为块体结构面,且k≠i≠j)。
1.3 块体安全系数的计算.
按照块体运动的3种基本形式,块体稳定性系数k分别作如下考虑。
块体脱离岩体时,块体只受主动力合力的作用,无阻滑力作用,稳定系数K=0。
当块体沿单面i滑动时,块体稳定性系数:
式中:fi、ci分别为滑动面的摩擦系数和内聚力;si为块体滑动面面积;Ni、Ti为合力在滑动面上沿法向和沿滑动方向上的分量。
当块体沿双面i和j滑动时,块体稳定性系数:
式中:fi、ci分别为面上的摩擦系数和内聚力;fj、cj分别为j面上的摩擦系数和内聚力;si和sj为i、j面的滑动面积;Ni、Nj为合力在i、j面法向方向上的分量;T为块体沿i、j交线方向上的滑动力。式(1)和(2)中各参数以及相应的滑动方向的计算见文献[1]。
2 边坡地质概况
万家口子水电站坝址区主要分布第四系、石炭系及泥炭系地层,基岩主要为灰岩及白云岩。坝址区裂隙发育,尤其在左坝肩EL 1 305～1 345 m和右坝肩EL 1 384～1 405 m处,岩体质量相对较差。左右岸发育的优势裂隙的产状及物理力学参数见表1。两岸山体低高程范围内沿这些裂隙有岩溶发育。此外,两岸坝肩发育有多条断层。主要断层的产状、出露情况及物理力学参数见表2,图2、3为各断层在1 395、1 425 m高程的平切图。
3 边坡破坏模式及计算模型
3.1 边坡变形破坏模式分析
拱坝坝肩边坡的主要工程地质问题是由控制性结构面控制的较大规模块体稳定性问题。这些控制性结构面包括位置确定的f101、f200和fc301等,也包括随机分布的层面裂隙、切层裂隙和卸荷裂隙。根据各结构面的空间位置和产状,共组合出大小和规模不同的4个典型块体(表3)。
3.2 计算模型
根据前述分析,建立块体的几何模型。
工况条件:该坝肩边坡块体主要包括施工期和运行期两种工况条件。施工期工况条件可分为3种:正常工况(不考虑降雨影响和地震条件)、降雨工况降雨工况(按孔隙水压力系数γu=.)以及地震工况;运行期工况分为种:正常蓄水位+温升工况、校核洪水位+温升工况、正常蓄水位+温升+地震工况。
主要荷载:作用在坝肩边坡块体的荷载主要有重力、拱推力、渗透水压力及地震荷载。其中,根据运行期工况的不同,拱推力也相应的分为3种。渗透水压力的计算方式参见文献[6]。本区地震烈度为Ⅶ级,水平向加速度取0.1 g,地震分布系数取0.25。
坝肩边坡设计标准:参照《混凝土拱坝设计规范》(SL282-2003)及《水利水电工程边坡设计规范》(SL386-2007)的规定,万家口子水电站拱座抗滑稳定允许最小安全系数如表4所示,枢纽工程区施工期边坡允许最小安全系数见表5。
4 左坝肩块体稳定性分析及加固措施研究
4.1 左坝肩块体稳定性分析
基于块体理论,对1号、2号块体进行稳定性分析。计算软件采用三维边坡稳定性分析软件SLOPE 3D[7],该软件将边坡工程地质信息三维可视化技术和稳定性分析有机地结合起来,能够分析块体的滑动模式,并可进行各种受力条件下的稳定性计算(见表6),左坝肩抗滑稳定性分析成果如下。
(1)对于左坝肩存在的2种类型的块体,在施工期和运行期下的滑动模式均为双面滑动。1号块体在在施工期和运行期各工况下的安全系数均满足规范要求,表明1号块体在拱推力、自重、渗透水压力以及地震荷载作用下是稳定的。
注:(切层裂隙,fc201)指沿切层裂隙,fc201的双面滑动,当滑动方向与坡面方向相同时,倾角为正。
(2)左坝肩2号块体由断层f200、f101以及卸荷裂隙组成,该部位还存在一系列的fc712、fc713等层间错动带,岩体质量相对较差,是左坝肩需要重点加固的部位,根据抗滑稳定分析成果,该块体在运行期地震工况下的抗滑稳定性系数不能满足坝肩抗滑稳定要求。
(3)对于由切层裂隙、卸荷裂隙或层面裂隙为边界构成的块体,计算稳定性系数时,认为这些裂隙是完全贯通,忽略了连通率对块体稳定性的影响,因此,计算结果偏于安全。
4.2 左坝肩加固措施的研究
由上面的计算可知,左坝肩2号块体在运行期地震工况下的抗滑安全系数不能满足规范要求。为保证坝肩边坡运行期的稳定与安全,需要对EL 1 320～1 345 m高程采取锚索加固措施。
锚索方向应该考虑以下几个方面:(1)加固方向尽量与楔形体的滑动方向的相反;(2)加固方向尽量与坝肩岩体变形方向相反;(3)锚索应该嵌入到微风化岩体中。边坡加固采用预应力锚索为200 kN无黏性预应力锚索,倾角8°,锚索长度55 m,锚索内锚固段长8 m。一般来说,锚索的方位角对块体稳定有较大影响。为了得到较为合理的锚索方位角,本文对锚索方位角做敏感性分析,计算时锚索倾角为8°,计算结果如表7所示。
由表7分析可知:随着锚索方位角(与正北方向夹角)的增加,左坝肩2号块体的抗滑安全系数逐步增大,当锚索方位角大于277°时,在3种工况下的该块体的抗滑稳定安全系数均满足规范要求。
鉴于左岸坝肩EL 1 305～1 345 m高程坝段建基面发育有f101、f200、f200-1、f200-2等断层以及fc712-fc715层间错动带隐伏于建基面以下岩体内,在拱推力作用下该部位断层以及层间错动带压缩变形较大[8]。为了抵抗拱推力作用,提高坝肩岩体的抗变形能力,锚索布置应倾向上游并且尽可能穿过断层、层间错动带以及层面裂隙。但另一方面,为了提高坝肩的抗滑稳定性,由表7分析可知锚索方位角应尽量倾向下游。因此,为了综合提高坝肩的抗变形能力和抗滑稳定安全系数,考虑到2号块体剪出口高程为1 320 m,建议左坝肩在EL 1 320～1 345 m高程区域锚索方位角总体倾向上游,同时为了满足拱坝在运行期坝肩抗滑稳定要求,锚索的方位角取为282°,倾角为8°,图4给出了建议的锚索布置方案。
5 右坝肩块体稳定性分析及加固措施研究
参照左坝肩块体稳定性分析方法,可以得到右坝肩3号、4号块体在各种受力条件下的抗滑安全系数,见表8,右坝肩抗滑稳定性分析成果如下。
注:(fc700,f301)指沿fc700、f301的双面滑动,当滑动方向与坡面方向相同时,倾角为正。
(1)右坝肩存在的两个块体在施工期和运行期工况下的滑动模式均为双面滑动,并且这两个块体在各工况下的安全系数都满足规范要求,说明3号、4号块体在拱推力、自重、渗透水压力以及地震荷载作用下是稳定的。
(2)3号、4号块体在运行期各工况下的抗滑稳定系数明显要高于施工期各工况下抗滑稳定系数,说明拱推力有利于3号、4号块体的稳定。
针对右岸坝肩下游侧EL 1 384～1 405 m岩体质量较差,断层发育,有限元计算[8]分析表明在拱推力作用下这部分岩体变形较大,断层也大部分进入塑性屈服。为保证坝肩边坡在运行的变形稳定和抗滑稳定,对该部位坝基岩体进行了锚索加固。边坡预应力锚索为200 kN无黏性预应力锚索,倾角8°,锚索长度55 m,锚索内锚固段长8 m。根据高程和水平桩号定位,高度方向间距为3.0 m,锚索水平间距为2 m,锚索走向127°。1 395 m高程锚索布置图如图5所示。
6 结语
基于块体理论和三维极限平衡,本文对万家口子水电站左、右岸坝肩存在的典型可移动块体进行抗滑稳定性分析,得出以下主要结论。
(1)左岸坝肩部位,由定位结构面和不定位结构面组合形成2种典型楔形体,采用三维极限平衡分析计算可知,1号块体在施工期和运行期各工况条件下的安全系数满足规范要求,说明1号块体在自重、渗透水压力、拱推力以及地震荷载作用下基本稳定。
(2)左坝肩2号块体由断层f200、f101以及卸荷裂隙组成,该部位还存在一系列fc712、fc713等层建错动带,岩体质量相对较差,是左岸坝肩需要重点加固的部位。通过对锚索方位角优化计算分析,当锚索方位角为282°时,2号块体在运行期各工况条件的安全系数均满足规范要求,考虑到2号块体剪出口高程为1 320 m,因此,建议在左坝肩EL 1 385～1 345 m高程区域布置锚索。
(3)右坝肩部位,由定位结构面和不定位结构面组合可形成2种类型的典型楔形体,经计算,右坝肩2个块体在施工期和运行期各工况条件下的安全系数,均能满足规范要求,说明右岸坝肩在自重、渗透水压力、拱推力以及地震荷载作用下是稳定的。
(4)右岸坝肩EL 1 384～1 405 m高程部位断层发育,有限元计算在拱推力作用下这部分岩体变形较大,断层也大部分进入塑性屈服。为保证坝肩边坡在运行期的变形稳定和抗滑稳定,对该部位坝肩进行了锚索加固。采用设计提出的锚索加固方案后,块体安全系数得到进一步的提高,加固后的右坝肩满足施工期和运行期的抗滑稳定要求,并且具有一定的安全裕度。
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观音岩重力坝深层抗滑稳定分析 第8篇
抗滑稳定是重力坝设计中的一个关键性问题, 它关系到整个大坝的安全, 所以必须给予充分的重视。根据观音岩坝基的实际地质条件, 本文采用强度储备安全系数法模拟1～18号坝段的坝体-坝基系统的渐进破坏过程, 研究坝体-坝基系统的应力变形发展状态以及可能失稳模式, 得到坝体-坝基系统强度储备安全系数;并结合《混凝土重力坝设计规范》 (DL5108-1999) [1]关于深浅层抗滑稳定的极限承载能力判别标准, 对坝体坝-基系统的深浅层抗滑稳定进行评判, 综合评价大坝深浅层抗滑稳定安全度。
1 工程概况
观音岩水电站位于云南省丽江地区华坪县 (左岸) 与四川省攀枝花市 (右岸) 的界河塘坝河口附近。电站采用混合坝坝型 (碾压混凝土重力坝结合右岸心墙堆石坝) 。坝顶高程1 139 m, 最大坝高159 m。电站正常蓄水位1 134 m, 装机规模为3 000 MW。
坝段出露的地层主要为侏罗系中、下统, 中统蛇店组 (J2s) 为工程区的主要地层;此外还有上第三系和第四系地层分布。坝址处基岩主要为砾岩、砂岩、粉砂岩和泥质粉砂岩, 岩石软硬相间, 均一性较差;坝基岩体中分布着软弱夹层及溶蚀条带。如图1所示, 为18号坝段坝基地质构造分布图。这些因素对观音岩大坝的深层抗滑稳定有不利影响。
2 计算模型
根据坝体的实际体型, 采取合理的简化方式, 对左岸1～18号坝段及坝基建立有限元模型, 范围分别为坝上游侧 (自坝踵向上游) 6倍坝高, 下游侧 (自坝趾向下游) 2倍坝高, 建基面以下1.5倍坝高。地基的计算域外边界均采用法向约束。
整个有限元网格以8节点的六面体单元为主, 辅之以4结点的四面体单元。其中有限元模型共有76 624个结点, 67 260个单元, 有限元网格如图2和图3。
材料本构关系采用理想弹塑性模型, 屈服准则采用符合关联流动准则的摩尔库仑准则[2]。本文采用强度储备安全系数法研究了观音岩重力坝深层渐进失稳全过程[4]。
本文采用现有河谷形状的基岩在自重作用下产生的应力作为初始地应力, 考虑到正常工况下, 坝体大部分区域处于弹性状态, 坝体的施工过程对变形和应力影响较小, 因此近似认为坝体一次浇筑建成, 蓄水则分5步完成。
3 材料参数及作用荷载
计算中采用的主要材料参数如表1。其中左岸溶蚀条带按V类岩体质量取值。
计算的荷载组合为正常工况, 基本荷载组合为:上游正常蓄水位水压+下游相应尾水水压+坝体自重+上游淤砂压力+坝基面扬压力。上游正常蓄水位1 134.00 m, 下游相应水位1 022.88 m, 淤砂高程1 082.00 m, 淤砂浮容重9.5 kN/m3, 淤砂内摩擦角24°。
4 成果分析
4.1 有限元法
利用基于有限元理论的强度储备安全系数法对坝体-坝基系统的渐进破坏过程进行模拟, 采用等比例降强方法[5,6]。
选取18号典型坝段分析, 图4为18号坝段在不同强度储备安全系数下的等效塑性应变图。从渐进破坏过程可知, 当材料强度开始降低时, 溶蚀条带在地基较深处出现塑性屈服, 并迅速向上扩展;坝踵区域出现拉剪破坏。随着材料强度的进一步降低, 坝趾出现压剪破坏区, 坝踵的塑性破坏区继续加大。溶蚀条带的塑性破坏区由深层底部沿着层面向上部扩展, 建基面上的屈服区也由坝踵和坝趾向中间扩大。最后溶蚀条带与坝体下J2s1-3、J2s2-1和J2s2-2岩体的组合构成深层不利的滑动面, 此时整个系统基本上已经达到其极限承载力, 系统的极限承载能力由溶蚀条带的强度控制。
表2为有限元计算得到的正常工况下1～18号坝段的强度储备安全系数。由表4可知:1～18号坝段的单个坝段最小强度储备安全系数为2.3, 整个坝体坝基系统的强度储备安全系数在2.3～3.3之间。
4.2 刚体极限平衡法
在《混凝土重力坝设计规范》建议的双滑面典型滑动模式的基础上, 结合有限元强度储备安全系数法, 依据塑性屈服区贯通判据, 获得坝基的渐进破坏过程及可能失稳模式, 确定各个坝段典型的双滑面滑动模式, 并采用刚体极限平衡法对大坝的深层抗滑稳定进行复核计算[7,8]。图4为根据18号坝段的渐进破坏过程及失稳模式揭示出的对应滑动模式。
根据《混凝土重力坝设计规范》规定的极限承载能力验算式为:
令
如XK≥1.0则满足抗滑稳定要求。
本文采用式 (1) 校核大坝深层抗滑稳定。典型的深层双滑面滑动模式的抗力和作用函数应按照下面的表达式计算[10]:
偏于安全考虑, 滑动体和抗力体分界面上的内力Q与水平方向的夹角Φ取为0。核算结果见表3, 由表3可知:计算得到的XK值在1.02～5.81之间, 满足规范要求。
5 结 语
(1) 有限元渐进破坏过程计算结果表明, 单个坝段的最小
强度储备安全系数为2.3, 整个坝体坝基系统的强度储备安全系数在2.3～3.3之间。
(2) 结合有限元强度储备安全系数法, 依据塑性屈服区贯通判据, 获得坝基的渐进破坏过程及可能失稳模式, 确定各个坝段典型的双滑面滑动模式, 并按照规范中极限承载能力核算重力坝的深层抗滑稳定性, 计算结果表明, 各坝段的深层抗滑稳定安全系数均大于1.0, 满足规范要求。
摘要：采用基于非线性有限元理论的强度储备安全系数法, 对观音岩重力坝坝基的深层抗滑稳定进行了研究。通过塑性屈服区的发展过程, 得到坝基的渐进破坏过程、可能的失稳模式以及强度储备安全系数, 并根据《混凝土重力坝设计规范》 (DL5108-1999) 采用基于分项系数的刚体极限平衡法对坝基抗滑稳定进行了核算, 各坝段的深层抗滑稳定安全系数均大于1.0, 满足规范要求;结果表明大坝坝基深层抗滑稳定是有保证的。
关键词：强度储备安全系数法,刚体极限平衡法,深层抗滑稳定,观音岩水电站
参考文献
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