武漢大學學水利水電電學院水工結構構計算仿仿真研究究中心高壩巖基基與巖石石邊坡研研究所三板溪水水電站進進水口崩崩塌堆積積體滑坡穩定定性分析析及加固固優化研研究目錄錄前言邊坡穩定定性分析析及加固固方案探探討邊坡變形形與穩定定的二維維有限元元分析初步加固固方案的的三維有有限元分分析與評評價優化加固固方案的的三維有有限元分分析與評評價結論一、前言言工程概況況三板溪崩崩塌堆積積體分布布于電站站進水口口右側ⅣⅣ號沖溝溝上游大大支溝內內。支溝溝上游邊邊坡為一一順層坡坡面，下下游邊坡坡上部為為一連續續的NW向陡崖。。崩塌堆堆積體分分布高程程為375.0～657.0m，平均厚度度15.20m，約44萬萬m3。堆積體自自然地形形坡度32°～～38°°。崩塌塌堆積體體與上游游基巖接接觸面為為一層間間錯動面面。下伏伏基巖為為強風化化條帶狀狀凝質粉粉砂巖，，接觸帶帶為灰黃黃至黃色色角礫夾夾黃色可可塑至軟軟塑狀粘粘土，厚厚0.5m，底部為粘粘土夾少少量砂粒粒，砂粒粒呈次圓圓狀。接接觸面光光滑、未未見有明明顯擦痕痕。研究意義義由于該堆堆積體處處于水庫庫大壩右右壩肩上上游電站站進水口口附近，，為了確確保水電電站進水水口施工工和運行行期的安安全，該該崩塌堆堆積體的的穩定問問題尤為為突出。。因此，，本課題題將根據據崩塌堆堆積體的的工程地地質特點點以及施施工期、、運行期期的關鍵鍵技術問問題展開開研究，，重點研研究其穩穩定性，，并為設設計院推推薦加固固優化措措施，研研究成果果對三板板溪水電電站進水水口崩塌塌堆積體體治理的的設計、、施工具具有較重重要的現現實意義義和經濟濟意義。。研究內容容總結和分分析崩塌塌堆積體體滑坡的的形成機機制，研研究邊坡坡在自然然和工程程條件（（如施工工開挖切切坡、卸卸荷、震震動及水水庫運行行）下的的變形破破壞機制制，正確確模擬其其變形破破壞過程程。考慮崩塌塌堆積體體滑坡的的施工和和運行過過程進行行分析，，內容有有：根據地質質條件對對崩塌堆堆積體滑滑坡進行行分區；；考慮施工工和運行行過程中中地下水水位和水水庫水位位的變化化；采用推力力系數法法、Sarma法對堆積積體材料料參數進進行敏感性分分析，對對天然狀狀態、施施工期和和運行期期等工況況下邊坡坡的穩定定進行分分析，探探討并提提出了初初步的加加固方案案；采用二維維和三維維有限單單元法對對采用初初步加固固方案的的施工過過程仿真真分析，，分析邊邊坡的應應力應變變、屈服服情況和和邊坡的的穩定性性，推求求變形和和安全系系數，并并對不同同的地質質參數進進行敏感感性分析析；根據初步步加固方方案的仿仿真分析析結果并并結合實實際工程程特點和和施工條條件推薦薦較優的的加固方方案，并并對優化化加固方方案進行行三維有有限元分分析，分分析邊坡坡的應力力應變、、屈服情情況和穩穩定性，，評價推推薦方案案的合理理性和可可行性。。二、邊坡坡的穩定定性分析析及加固固方案探探討計算原理理(略））邊坡整體體穩定性性的分析析邊坡的防防治措施施建議邊坡的穩穩定性復復核加固后邊邊坡的局局部穩定定性分析析小結結巖土名稱天然容重飽和容重天然狀態飽水狀態kN/m3KN/m3c（kPa）Φ（°）c（kPa）Φ（°）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主滑面力學反演參數第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計算參數數邊坡整體體穩定性性的分析析計算工況況及安全全系數取取值計算工況況根據設計計要求，，計算工工況包括括：天然復核核；開挖完建建未蓄水水；正常蓄水水位；正常蓄水水位+地地震組合合(設防防裂度按按7度考考慮)，，根據據《水工工建筑物物荷載設設計規范范》，水水平地震震影響系系數;水位驟降降。安全系數數取值穩定安全全系數是是判斷邊邊坡是否否穩定及及決定邊邊坡處理理投資大大小的一一項重要要指標，，直接關關系著工工程的安安全性、、計算工況天然復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1.051.051.151.051.05表2-4三三板板溪水電電站進水水口滑坡坡各工況況下的安安全系數數取值經濟性與與合理性性。由于于目前邊邊坡治理理工程設設計尚無無統一的的規程、、規范可可循，因因此，邊邊坡穩定定分析及及防治工工程設計計必須根根據特定定邊坡的的具體情情況，分分析影響響邊坡穩穩定的各各種因素素，論證證確定邊邊坡防治治工程的的設計安安全系數數。本課題研研究根據據該邊坡坡的具體體情況，，按以下下兩種設設計標準準來考慮慮：常規規設計準準則（參參考同類類規范））；相對對設計準準則（根根據邊坡坡現狀及及同類工工程，如如表2-3(Pg11)）。綜上考慮慮并參考考幾次討討論會議議結果，，各工況況安全系系數取值值如下：：天然復復核和開開挖完建建未蓄水水1.05；正正常蓄水水運行1.15；正常常蓄水+地震及及水位驟驟降1.05。。（如表表2-4）整體穩定定性分析析的剖面面為了充分分考察邊邊坡的穩穩定性，，共計考考慮了1個主滑滑面，4個輔滑滑面，如如圖2-1～圖圖2-7所示。邊坡穩定定性分析析成果天然狀況況下邊坡坡的穩定定性水平地震影響系數滑面抗剪強度指標穩定安全系數（°）（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）*0.001.04661.05061.0458表2-5天然然工況下下的穩定定性分析析成果第三組參參數計算算的邊坡坡安全系系數小于于1.0，與實實際不符符。因此此，只取取第一、、二、四四組參數數進行計計算，邊邊坡穩定定安全系系數為基基本都在在1.05以上上，如考考慮地震震作用時時，邊坡坡穩定性性安全系系數明顯顯減小；；Sarma法計算出出的安全全系數比RTM的小。究究其原因因，是因因為滑面面坡度較較陡，在在RTM的計算中中，出現現了土條條之間的的剪切力力超出極極限抗剪剪強度的的現象。。采用RTM方法進行行計算，，堆積體體內部相相應的屈屈服的狀狀況如表表2-6(Pg15)示。從表表2-6中可看看出，堆堆積體大大部分區區域的土土體已處處于屈服服狀態。。改進的RTM法計算的的安全系系數與Sarma法比較接接近，說說明改進進的RTM法考慮了了條分面面上的極極限抗剪剪條件后后與Sarma法是基本本一致的的。蓄水狀況地震系數第一組參數第四組參數RTMSARMARTMSARMA480m0.0000.9962280.8995850.9799840.8840170.0250.9355990.8509060.9171010.834399475m0.0001.0095550.8943740.9884770.8972510.0250.9486320.8468550.9253830.847425470m0.0001.0546970.9795011.0402770.9737650.0250.9909130.9279250.9607270.920628465m0.0001.0751351.0045241.0501281.0041740.0251.0108960.9525570.9626130.950400450m0.0001.0710291.0107820.9785601.0151790.0251.0099580.9599730.8848040.962409425m0.0001.1093941.0362871.0064271.0486860.0251.0519790.9862590.9388920.996350完建工況0.0001.1893421.0699601.2287961.0843600.0251.1308331.0191911.1678921.031193表2-7開挖挖后主滑滑斷面邊邊坡的穩穩定安全全系數開挖后邊邊坡主滑滑面S0的穩定性性開挖完建建工況下下S0滑面的安安全系數數不考慮慮地震時時均大于于1.05，考考慮地震震時均大大于1.02。。隨著水位位上漲安安全系數數則明顯顯降低，，說明蓄蓄水后產產生的靜靜水壓力力和坡腳腳堆積體體及滑面面的軟化化對邊坡坡穩定性性影響顯顯著；且且安全系系數大都都小于或或接近于于1.0，即在在工程完完建蓄水水運行后后，邊坡坡將處于于極限平平衡狀態態或臨界界失穩狀狀態。因因此，邊邊坡在開開挖蓄水水之前必必須采取取適當的的加固防防護措施施，建議議施工過過程中還還應有適適時的監監測措施施。降低后水位地震系數第一組參數第四組參數水位穩定時的安全系數驟降至該水位時安全系數水位穩定時的安全系數驟降至該水位時安全系數470m0.0001.0546970.9189671.0402770.9897290.0250.9909130.8704450.9607270.926557465m0.0001.0751350.9193691.0501280.9903830.0251.0108960.8713990.9626130.928196450m0.0001.0710290.9157270.9785600.9778580.0251.0099580.8693910.8848040.884577425m0.0001.1093940.9258051.0064270.9851040.0251.0519790.8808890.9388920.922673表2-8從正正常水位位475m降低至某某高程時時的安全全系數水位驟降降時主滑滑面S0的穩定性性分析考察三板板溪水庫庫水位可可能的驟驟降情況況，偏于于保守考考慮，按按表2-8第一一列考慮慮水位驟驟降，計計算成果果如表2-8示示。由表中成成果可知知，水位位驟降對對于崩滑滑體穩定定性的影影響很大大，蓄水水后水位位驟降情情況下各各安全系系數均小小于1.0。說說明如果果不對邊邊坡進行行加固處處理，邊邊坡在水水位驟降降時極有有可能失失穩。剖面編號地震系數穩定安全系數第一組參數第四組參數S10.0001.1957471.1140480.0251.1376231.056653S20.0001.1753961.1440990.0251.1168771.084677S30.0001.0675801.0675800.0251.0057561.005756S40.0001.4334641.4334640.0251.3472651.347265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開挖挖完后未未蓄水下下輔助剖剖面及潛潛在滑帶帶的安全全系數計計算值輔助剖面面的穩定定性分析析剖面編號地震系數穩定安全系數第一組參數第四組參數S10.0001.1525470.9813490.0251.0904350.881627S20.0001.1102290.9151090.0251.0507940.839491表2-10開開挖完后后正常蓄蓄水位下下輔助剖剖面的安安全系數數計算值值為了充分分考察邊邊坡開挖挖后崩滑滑體的穩穩定性，，考慮了了四個輔輔助剖面面S1～S4進行的穩定定性計算分分析。另外外，根據有有限元計算算結果，在在主滑面頂頂部擬定了了兩個局部部滑面，劃劃分的條分分模型如圖圖2-8所所示。根據劃分的的條分模型型采用RTM法，計算成成果如表2-9和表表2-10。由表2-9可知，開開挖完建未未蓄水時，，輔助剖面面S3的安全系數數最小，但但其安全系系數也大于于1.05。由表2-10可以看看出，蓄水水后邊坡穩穩定性安全全系數明顯顯降低，對對于第四組組參數情況況，安全系系數均小于于1.0，，則邊坡是是失穩的。。從崩滑體體的整體分分布來看，，邊坡開挖挖前三維效效應比較顯顯著，而開開挖后這種種效應減弱弱，因此，，輔面S3、S4以及局部滑滑帶采用了了地質勘測測力學參數數而不是綜綜合反演參參數，未考考慮這種三三維效應。。邊坡的防治治措施建議議邊坡防治的的主要思路路是減小下下滑力和增增加阻滑力力。常用的的邊坡防治治工程措施施主要有：：①開挖清清除；②排排水；③削削坡減載；；④壓腳；；⑤抗滑擋擋墻；⑥抗抗滑樁；⑦⑦阻滑鍵；；⑧錨固支支護；⑨改改善巖土性性質。三板溪崩塌塌體邊坡的的工程情況況是，坡體體本身為散散粒體，容容易排水，，因此采用用排水措施施效果不佳佳；邊坡的的坡腳部位位需要開挖挖，開挖完完畢時邊坡坡即處于失失穩狀態，，也不能采采用壓腳的的方式；邊邊坡體厚度度不大，滑滑面下基巖巖較為完整整。根據這這些實際情情況，建議議以下工程程措施以供供參考：①①削坡減載；②抗滑樁；③坡面支護。削坡減載削坡減載可可以降低下下滑力，提提高邊坡體體的整體穩穩定性，是是一般邊坡坡整治常用用而有效的的工程措施施。削除坡坡體頂部，，根據削坡坡不同的高高程分別計計算開挖施施工完成后后以及正常常運行＋地地震作用時時的邊坡穩穩定性，計計算成果見見表2-11(Pg20)。從表2-11可以發發現，削除除邊坡體后后緣部分能能夠提高邊邊坡的穩定定性，且削削除越多，，穩定性提提高越大，，但削除方方量也迅速速增加。在在完建工況況下，當削削坡至高程程600.0m時，邊坡體體可基本恢恢復到開挖挖前的穩定定狀態；但但是在正常常運行期間間受地震作作用時，即即便削坡至至高程580.0m時，邊坡體體也難以恢恢復到原始始自然條件件下的穩定定水平。設置抗滑樁樁三板溪崩塌塌體堆積體體的厚度不不大，滑面面下的基巖巖整體性較較好，地下下水情況穩穩定，且水水位較低。。上述條件件有利于對對樁基的嵌嵌固，只要要樁有足夠夠的嵌入深深度和合理理斷面，抗抗滑樁方案案，從理論論上講是可可行的。因因此，我們們推薦該邊邊坡加固方方案是布置置抗滑樁以以維持邊坡坡整體穩定定性。為了獲得整整個坡體在在設計安全全準則下的的推力曲線線，我們取取用了主滑滑面S0及與主滑面面平行的兩兩個斷面（（即S1、S2），列出三個斷斷面在控制制工況（以以主滑面安安全系數較較小的工況況來確定））以及設計計標準工況況下的穩定定性分析成成果，如表表2-12示。由表2-12可知，，在正常運運行工況下下，各個邊邊坡的穩定定性都低于于選定的設設計標準，，因此，應應以正常運運行工況下下設計標準準的邊坡推推力曲線作作為依據來來設計相應應的加固處處理措施，，而對于其其它的設計計標準，只只需做相應應的校核。。根據表2-12，第第二組、第第四組滑面面參數進行行抗滑樁設設計較為恰恰當。據此此計算出的的各種工況況下條間推推力曲線如如附圖2-1～附圖2-18所示。并以以此作為抗抗滑樁設計計的依據。。附圖2-1開挖挖完建工況況下S0的設計推力力曲線（F=1.05，第二組）附圖2-2開挖挖完建工況況下S1的設計推力力曲線（F=1.05，第二組）附圖2-3開挖挖完建工況況下S2的設計推力力曲線（F=1.05，第二組）附圖2-4正常常運行工況況下S0的設計推力力曲線（F=1.15，第二組）附圖2-5正常常運行工況況下S1的設計推力力曲線（F=1.15，第二組）附圖2-7正常常運行+地地震組合工工況下S0的設計推力力曲線（F=1.05，第二組）附圖2-6正常常運行工況況下S2的設計推力力曲線（F=1.15，第二組）附圖2-8正常常運行+地地震組合工工況下S1的設計推力力曲線（F=1.05，第二組）附圖2-9正常常運行+地地震組合工工況下S2的設計推力力曲線（F=1.05，第二組）附圖2-11開開挖完建工工況下S1的設計推力力曲線（F=1.05，第四組）附圖2-10開開挖完建工工況下S0的設計推力力曲線（F=1.05，第四組）附圖2-12開開挖完建工工況下S2的設計推力曲線（（F=1.05，第四組）附圖2-13正正常運行工工況下S0的設計推力力曲線（F=1.15，第四組）附圖2-15正正常運行工工況下S2的設計推力力曲線（F=1.15，第四組）附圖2-14正正常運行工工況下S1的設計推力力曲線（F=1.15，第四組）附圖2-16正正常運行+地震工況況下S0的設計推力力曲線（F=1.05，第四組）附圖2-18正正常運行+地震工況況下S2的設計推力力曲線（F=1.05，第四組）附圖2-17正正常運行+地震工況況下S1的設計推力力曲線（F=1.05，第四組）通過三個縱縱剖面的推推力曲線（（附圖2-1~附圖圖2-18），可以以確定選定定的橫剖面面上的推力力分布。在在橫剖面上上，由于推推力和坡體體深度分布布的不均勻勻，不宜給給出單一的的抗滑樁設設計形式，，而應該采采取一種分分段均化的的形式將抗抗滑樁的設設計標準分分段給定，，如圖2-12～圖2-13中的AB、CD、EF三段。根據據分段形式式，采用等等效方式確確定三段受受力區的單單寬推力，，其主要計計算參數如表2-13~表2-14示。圖2-12抗抗滑樁樁平面布置置示意圖圖2-13抗抗滑樁樁布置設計計圖抗滑樁以下下堆積體支支護方案建建議考慮到三板板溪崩滑體體坡料為碎碎石材料，，坡體下部部抗滑段厚厚度較小，，滑面下部部基巖較為為完整，建建議抗滑樁樁以下堆積積體采用坡坡面鋼筋混混凝土格構構梁加固方方案。推力計算：考慮抗滑樁樁抵抗了部部分推力，，還有部分分推力傳遞遞到以下堆堆積體，根根據抗滑樁樁設計方案案，S0、S2剖面需由抗抗滑樁以下下堆積體承承受的推力力分別為3400kN（正常+地震震）、4000kN（正常運行））；370kN（正常+地震震）、550kN（正常運行））。由于開開挖面在該該堆積體坡坡腳處形成成，考慮邊邊坡坡腳開開挖后影響響邊坡的穩穩定性及可可能的滑動動趨勢，劃劃分了四個個斷面進行行分析計算算，如圖2-14示。計算結結果如圖2-15～圖2-26示。網格梁錨索索力確定：根據上述剩剩余推力計計算結果，，考慮便于于網格梁布布置及預應應力錨索噸噸位設計，，近似將剩剩余推力等等效均勻化化，開挖面面上所需單單寬錨索力力約為1100kN/m。圖2-14抗抗滑樁樁以下堆積積體計算斷斷面圖圖2-15S0剖面正常運運行+地震震工況k=1.05的推力曲線線圖（不計計剩余推力力）圖2-17S2剖面正常運運行+地震震k=1.05工況的推力力曲線圖（（不計剩余余推力）圖2-16S0剖面正常運運行k=1.15工況的推力曲線線圖（不計計剩余推力力）圖2-18S2剖面正常運運行k=1.15工況的推力力曲線圖（（不計剩余余推力））圖2-19S0剖面正常運運行+地震震工況k=1.05的推力曲線線圖（計剩剩余推力）圖2-20S0剖面正常運運行工況k=1.15的推力曲線線圖（計剩剩余推力））圖2-22S2剖面正常運運行工況k=1.15的推力曲線線圖（計剩剩余推力））圖2-21S2剖面正常運運行+地震震工況k=1.05的推力曲線線圖（計剩剩余推力)圖2-24SECT11剖面正常運運行工況k=1.15的推力曲線線圖圖2-23SECT11剖面正常運運行+地震震工況k=1.05的推力曲線線圖圖2-26SECT22剖面正常運運行工況k=1.15的推力曲線線圖圖2-25SECT22剖面正常運運行+地震震工況k=1.05的推力曲線線圖Sarma法復核由前面計算算結果可知知，Sarma法計算出的的安全系數數比RTM的小，同理理，相同安安全系數下下Sarma法計算出的的推力比RTM的大。本文文樁的設計計推力是以以RTM法計算結果果為依據，，因此有必必要采用Sarma法進行復核核，復核的的安全系數數結果如表表2-15所示（P30）。。由表2-15可以看看出，采用用SARMA法復核計算算結果是S0滑面的安全全系數小于于1.0，，其余輔助助滑面的安安全系數均均大于1.0。由于于本課題的的剛體極限限平衡法是是通過參數數等效的方方法來考慮慮空間效應應，沒有考考慮充分的的三維效應應作用，實實際上S0、S1、S2滑面相互互具有空空間作用用關系。。因此，，綜合來來看，Sarma法結果表表明該邊邊坡開挖挖設樁后后是處于于極限平平衡狀態態。加固后局局部滑動動分析該邊坡較較陡而且且堆積體體材料松松散，強強度低（（C幾乎為0.0kPa）。如果采用用本文提提出的在在邊坡中中下部設設置抗滑滑樁加固固處理措措施，雖雖維持了了邊坡的的整體性性穩定，，但仍有有在抗滑滑樁以上上和以下下部分堆堆積體里里形成新新的危險險滑面的的可能性性。因此此，對加加固后的的局部穩穩定性驗驗算是十十分必要要的。由由于預先先不知道道危險滑滑動面的的位置，，本課題題采用圓圓弧滑動動面法進進行搜索索，并求求出相應應的安全全系數。。計算結結果如圖圖2-27～圖圖2-30和表表2-16(Pg32)所示。由圖2-27～圖2-29和表2-16可可以看出出，邊坡坡加樁支支護后，，在樁以以上坡體體仍存在在局部滑滑動面，，該滑面面深度一一般都不不大，最最大深度度約在4-5m以內。由圖2-30和表2-16可可以看出出，邊坡坡加樁支支護后，，在樁以以下坡體體在蓄水水以前是是各剖面面的安全全系數均均大于1.0,但是蓄蓄水后則則存在局局部滑動動面可能能性，其其中除SECT11剖面的最最小安全全系數（（K=1.28））大于1.0外，，而S0、S2及SECT22剖面的安安全系數數均小于于1.0，說明明極有可可能失穩穩，其中中SECT22的滑弧深深度較小小，而S0、S2剖面的滑滑弧深度度較大，，最大深深度約在在15m以上。上述局部部穩定性性分析計計算表明明：在抗抗滑樁以以上靠坡坡頂附近近堆積體體以及抗抗滑樁以以下部分分堆積體體均存在在局部失失穩的可可能性。。對于坡坡頂的局局部不穩穩定部位位，由于于天然情情況時是是穩定的的，開挖挖和蓄水水的影響響不大，，安全系系數不足足的可能能原因是是按整體體穩定條條件反演演的參數數與局部部穩定分分析不匹匹配。而而且該部部位即使使蓄水后仍仍位于蓄蓄水位以以上，便便于觀測測和處理理，故可可暫時不不處理，，但應在在坡頂適適當位置置設置合合理有效效的排水水系統，，并布置置一定的的監測儀儀器以便便施工期期、運行行期的跟跟蹤觀測測，發現現問題及及時處理理。對于于抗滑樁樁以下部部分堆積積體，受受施工和和運行擾擾動很大大，且由由于工程程竣工后后處于水水下，因因此，建建議工程程施工期期就應采采取加固固補強措措施，在在開挖面面以及往往上延伸伸一定區區域布置置網格梁梁，使該該部分堆堆積體具具有較好好的穩定定性。圖2-27～圖2-29圖2-30抗滑樁以以下堆積積體局部部圓弧滑滑面小結結綜上所述述，可以以得出如如下結論論：天然狀態態下，邊邊坡大致致處于穩穩定安全全系數為為1.05~1.10的極限限平衡穩穩定狀態態，據此此反演的的力學參參數綜合合反映了了滑面及及堆積體體的特性性，并用用此來計計算分析析邊坡開開挖完建建、正常常運行等等工況的的安全系系數和設設計相應應的加固固支護措措施是合合理的。。開挖完建建后未蓄蓄水時，，邊坡穩穩定安全全系數均均大于1.05，滑動動的可能能性不大大。但是是蓄水對對邊坡穩穩定性的的影響顯顯著，各各滑面的的穩定安安全系數數大都小小于1.0,邊邊坡可可能失穩穩。通過對開開挖完建建工況、、正常運運行、正正常運行行+地震震工況及及庫水位位驟降等等幾種工工況的分分析比較較，欲保保證能夠夠在該工工程運行行安全可可靠，需需采取適適當的加加固支護護措施。。通過分分析，建建議在邊邊坡開挖挖前在邊邊坡中下下部設置置抗滑樁樁以維持持邊坡的的整體穩穩定在坡腳開開挖施工工過程中中抗滑樁樁以下部部分堆積積體是基基本穩定定的。由由于穩定定性計算算時未考考慮開挖挖施工的的擾動影影響，因因此，為為了確保保工程在在施工過過程中的的安全性性，建議議盡可能能在坡腳腳開挖時時采取分分期開挖挖分期支支護或者者邊開挖挖邊支護護的辦法法。為了分析析研究設設置抗滑滑樁后，，在抗滑滑樁以上上及以下下堆積體體里面形形成局部部滑動面面的可能能性，還還進行了了圓弧滑滑動面搜搜索計算算，計算算結果證證實了這這種可能能性。建建議抗滑滑樁以上上部分堆堆積體可可考慮設設置排水水系統和和布置監監測系統統。對于于抗滑樁樁以下部部分堆積積體采用用布置網網格梁的的加固支支護方案案。針對抗滑滑樁方案案，采用用RTM法求出各各種工況況的推力力曲線，，以此為為依據進進行抗滑滑樁的設設計，本本次研究究工作確確定了兩兩個樁方方案，供供設計部部門設計計時參考考。三二維維有限元元法分析析計算參數數計算模型型計算結果果與分析析小結巖土名稱天然容重飽和容重浮容重彈性模量泊松比cΦKN/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26.8

50000.3110050.20計算參數數計算模型型穩定性分分析采用降強強度法計計算天然然情況下下坡的穩穩定安全全系數分分別為1.01，開挖挖后邊坡坡的穩定定安全系系數分別別為0.90。。有限元元的計算算結果表表明：開開挖后邊邊坡將會會失穩，，也與圓圓弧滑動動面搜索索的計算算結果是是一致的的。對比有限限元法和和剛體極極限平衡衡法的計計算結果果可以看看出，有有限元法法計算的的安全系系數比剛剛體極限限平衡法法的計算算結果小小，這是是因為極極限平衡衡法主要要考慮邊邊坡整體體穩定———即邊邊坡在滑滑面上失失穩，有有限元法法中失穩穩還可能能由于材材料內發發生大范范圍的屈屈服引起起局部失失穩。由由于當失失穩后，，有限元元無法繼繼續計算算下去。。計算成果與分分析附圖3-1天天然狀態下下開挖引起邊邊坡變形的位位移等值線變形規律附圖3-2天天然狀態下下開挖引起邊邊坡變形的位位移矢量圖從位移圖看出出，開挖后邊邊坡的變形規規律為：開挖面附近巖巖體的位移指指向臨空面，，這是由于開開挖應力釋放放后，巖體回回彈所致。開挖面以上崩崩塌體近似沿沿滑面方向向向下變形。這這是因為開挖挖降低了滑面面的抗滑力，，從而導致開開挖面以上邊邊坡向下滑動動。邊坡的最大變變形在610m高程處,最最大位移約為為0.52m，在該處上面巖巖體位移小，，說明該處巖巖體處于拉應應力狀態，這這與極限平衡衡分析法計算算結果是吻合合的。邊坡的變形是是上面大，下下面小，說明明該邊坡的滑滑動屬于推移移式滑動。因因此可以通過過在崩塌堆積積體條件推力力最大處附近近施加抗滑樁樁來保證邊坡坡的整體穩定定性。二維計算的最最大位移和三三維計算的結結果數量級是是相同的，但但是二維計算算的結果比三三維的大。原原因可能有以以下3個方面面：①二維計算算中沒有三維維結構的鎖口口效應；②二維計算沒沒有支護，三三維計算中是是邊開挖邊支支護，有支護護效應；③二維計算時時，坡頂崩塌塌堆積體采用用最初提供的的力學參數。。由于設計院院重新勘探，，三維計算時時坡頂的力學學參數提高到到和坡底一致致。附圖3-3天天然條件下開開挖后主應力力矢量圖應力分布規律律附圖3-5天天然條件下下開挖后第二二主應力矢量量等值線圖附圖5-36開挖坡坡腳時邊坡內內主滑面上的的第三主應力力等值線圖（（單位:Pa)應力隨覆蓋層層厚度的增加加而增加，第第二主應力最最大為-9.27MPa在坡面主應力力基本上與坡坡面平行，與與坡面垂直方方向主應力值值很小。在遠遠離坡面的部部位，主應力力方向近似鉛鉛垂和水平。。這與實際是是吻合的。從數量和分布布規律上看，，二維計算的的第二主應力力和三維計算算結果的第三三主應力十分分吻合。附圖3-6天天然條件下開開挖后屈服區區分布圖屈服區分布規規律從屈服區的分分布圖可以看看出，從最上部到開開挖面，滑面面和附近崩塌塌體沿滑面方方向塑性區完完全貫通，說說明崩塌堆積積體處于一種種失穩或臨界界穩定狀態。。在592m高程處崩塌堆堆積體內塑性性區已發展到到地表，這說說明崩塌體在在592m高程以上存在在局部失穩的的可能。由于于該處塑性區區較大，因此此變形也應該該比較大，這這與變形分析析的結果也是是一致的。開挖完成后，，邊坡的穩定定安全系數約約為0.90,即邊坡坡將處于失穩穩狀態。該邊坡的滑動動屬于推移式式滑動，即坡坡頂變形大，，坡底變形小小。從變形規律上上，在約610m高程處巖體處處于拉破壞狀狀態。在約592m高程，崩塌體體的屈服區從從滑面延伸到到地表，而且且該高程以上上崩塌體內出出現大面積的的屈服區，該該部位存在局局部失穩的可可能。小結結四初步加固固方案的三維維有限元分分析與評價計算條件及有有限元模型計算方案計算結果與分分析小結巖土名稱天然容重(kN/m3)浮容重(kN/m3)彈性模量(MPa)泊松比C(kPa)Φ(°)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26.80

50000.3110050.2C35的混凝土24.50

315000.167287058.9計算參數有限元模型幾何模型和有有限元網格計算工況及加加載方案分析該邊坡在在施工期、運運行期的變形形穩定性，考考慮如下幾種種計算工況及及相應的荷載載。工況一（天然然工況）：自自重荷載；工況二（施工工期）：樁基基坑開挖荷載載→樁體混凝凝土自重→錨錨索的錨固力力→進水口邊邊坡開挖荷載載工況三（運行行期）：正常常運行工況(蓄水軟化+浮托力)；；工況四（運行行期）：正常常運行+地震震工況(蓄水水軟化+浮托托力+地震力力)。計算上述各工工況時，工況況一的應力結結果作為工況況二的初始應應力狀態，工工況二的應力力狀態作為工工況三和工況況四的初始應應力狀態。計算方案計算步驟按下述步驟進進行：1）計算自重重作用下邊坡坡的初始應力力狀態；2）計算開挖挖樁基坑后邊邊坡的應力狀狀態及變形；；3）考慮樁混混凝土自重，，計算邊坡的的應力狀態及及變形；4）計算施加加預應力錨索索的錨固力后后邊坡的應力力狀態及變形形；5）進水口開開挖，計算出出開挖引起邊邊坡的位移變變化、應力分分布變化等等；6）考慮正常常蓄水，蓄水水位以下堆積積體的軟化及及浮托作用，，計算邊坡的的位移變化、、應力分布變變化等；7）考慮正常常蓄水和地震震作用，計算算邊坡的位移移變化、應力力分布變化等等；為了便于整理理計算結果，，共取了9個個剖面，分別別是主滑面、、6個橫剖面面、2個輔助助剖面。各剖剖面的位置如如圖所示。計算結果與分分析位移分布規律律開挖樁孔時崩崩塌堆積體的的變形規律開挖樁孔削弱弱了滑面的抗抗滑能力，引引起樁孔上側側的崩塌堆積積體下滑移，，從而推動下下面的堆積體體向下滑移。。開挖樁孔引引起崩塌堆積積體的變形規規律為：由于在樁孔上上側的堆積體體受下游側的的地勢高于上上游側因素的的影響，樁孔孔上側崩塌堆堆積體的增量量位移方向為為沿坡面向下下且偏向上游游側。樁孔下下側崩塌堆積積體的增量位位移方向為沿沿坡面指向坡坡底。該邊坡的滑移移變形屬于推推移式，由開開挖樁孔引起起的最大合位位移增量在崩崩塌堆積體靠靠近陡崖的部部位，最大合合位移增量約約為17.00cm。其中x方向的位移增增量約為9.46cm，y方向的位移增增量為-13.75cm，z方向的位移增增量約為-3.25cm。可見，全部樁樁孔同時開挖挖時，邊坡的的變形較大，，可能引起局局部失穩開挖坡腳時崩崩塌堆積體的的變形規律開挖坡腳削弱弱了滑面的抗抗滑能力，開開挖面附近巖巖體向臨空面面方向變形，，崩塌堆積體體有明顯的變變形。開挖引引起邊坡變形形規律是：崩塌堆積體主主要表現為沿沿滑床向下滑滑移變形。抗抗滑樁上側堆堆積體的增量量位移方向為為向下且偏向向上游側。由由于坡腳的開開挖卸荷，在在堆積體和基基巖開挖面上上的增量位移移指向開挖臨臨空面方向。。最大合成位移移增量在靠近近下游側堆積積體靠近陡崖崖的部位，最最大位移增量量約為5.88cm，方向沿坡面背背離開挖面向向下，其中x方向的位移增增量約為3.89cm,y方向的位移增增量約為-4.22cm,z方向的位移增增量約為-1.29cm。開挖面上崩塌塌堆積體的最最大合成位移移增量為為3.59cm，增量位移指向向臨空面，其其中x方向的位移增增量為0.79cm,y方向的位移增增量約為3.2cm,z方向的位移增增量為為1.42cm。正常蓄水時崩崩塌堆積體的的變形規律蓄水的強度軟軟化和浮托作作用，降低了了滑面的抗滑滑能力，導致致邊坡滑移變變形。蓄水引引起的崩塌堆堆積體變形規規律為：抗滑樁上側崩崩塌堆積體的的增量位移方方向為向下且且偏向上游側側。由于水浮浮托作用，正正常蓄水位以以下的堆積體體的位移方向向表現為斜向向上。最大合位移增增量在正常蓄蓄水位以下接接近正常蓄水水位處表面，，最大位移增增量約為10.00cm。其中x方向的位移增增量為-1.83cm，y方向的位移增增量為9.82cm，z方向的位移增增量為0.43cm。正常蓄水位以以上堆積體局局部最大位移移增量靠近陡陡崖的部位，，約為4.81cm.其中x方向的位移增增量為3.27cm，y方向的位移增增量為-3.37cm，z方向的位移增增量為-1.05cm。地震作用時崩崩塌堆積體的的變形規律由于考慮地震震作用是采用用的擬靜力法法，即施加水水平方向的體體力。水平方方向的體力引引起邊坡滑移移變形。地震震作用引起的的邊坡變形規規律為：抗滑樁上側崩崩塌堆積體的的增量位移方方向為沿坡面面向下且偏向向上游側。抗抗滑樁下側的的崩塌堆積體體的增量位移移指向坡底。。由于抗滑樁的的加固作用，，抗滑樁上側側崩塌堆積體體的向坡底變變形受到約束束，崩塌堆積積體的變形被被分成兩個區區域。抗滑樁樁以上堆積體體的局部最大大合位移增量量在靠近陡崖崖的部位，最最大位移增量量約為5.04cm。其中x方向的位移增增量為3.67cm，y方向的位移增增量為-3.38cm，z方向的位移增增量為-0.70cm。在抗滑樁以下下的堆積體變變形局部最大大位移增量為為1.38cm。其中x方向的位移增增量為1.18cm，y方向的位移增增量為-0.41cm，z方向的位移增增量為-0.58cm。屈服情況天然狀態下邊邊坡表面和底底滑面的屈服服區天然狀態下邊邊坡主滑面的的屈服區分布布天然狀態下邊邊坡橫剖面的的屈服區分布布挖樁孔后邊坡坡主滑面的屈屈服區分布比較不同工況況下邊坡的屈屈服區分布圖圖可以看出，，崩塌堆積體體的屈服區分分布位置基本本一致。即在坡頂部崩塌塌體屈服區較較大，寬度和和深度方向基基本上貫通，，坡的中部和和坡底屈服區區較小，且主主要分布在崩崩塌體兩側；；崩塌體靠開挖挖面一側屈服服區較另側屈屈服區大，靠靠開挖面一側側屈服區深度度和屈服程度度均大于另一一側；崩塌體與基巖巖的接觸面大大部分處于屈屈服狀態；開挖面上有較較大的屈服區區；基巖沒有屈服服區；底滑面上的最最大塑性應變變在上游面的的接近坡頂處處，在坡面上上最大塑性應應變在靠近開開挖面一側的的陡崖下面，，同一個橫斷斷面上，最大大塑性在底滑滑面上，但根根據隨底滑面面地形的變化化，最大塑性性應變的位置置有變化。從從整體上看，，最大塑性應應變在底滑面面上；考慮開挖、蓄蓄水和地震作作用，由于采采用樁加固后后開挖坡腳，，崩塌堆積體體底滑面的屈屈服區范圍增增加不大，但但同一點處的的塑性變形均均增加較大。。盡管計算表明明加固后開挖挖、蓄水和地地震作用下邊邊坡整體處于于穩定狀態，，但是從屈服服區分布看，，在開挖面附附近堆積體屈屈服區較大，，存在局部失失穩的可能性性，尤其是蓄蓄水后。可以以考慮在開挖挖面施加網格格梁進行坡面面支護，且盡盡可能采用跳跳挖施工。此此外還要注意意的是，崩塌塌體的坡頂有有較大的屈服服區，開挖、、蓄水和地震震作用時，塑塑性變形較大大導致崩塌體體變形較大，，容易誘發局局部失穩。天然狀態下主主滑面上的第第一主應力等等值線圖(單單位：Pa)邊坡的應力分分布規律天然狀態下主主滑面上的第第三主應力等等值線圖(單單位：Pa)開挖樁孔時主主滑面上的第第三主應力等等值線圖(單單位：Pa)開挖坡腳時主主滑面上的第第三主應力等等值線圖(單單位：Pa)(a)第一主應力（（b）第三主應力開挖坡腳時輔輔助剖面1的的主應力等值值線圖(單位位：Pa)應力分布規律律為：邊坡應力水平平隨著埋深的的增加而增大大；天然狀態態下堆積體內內最大壓應力力為0.5690MPa，最大拉應力為為0.0153MPa，最大拉應力在在堆積體上游游側接近坡頂頂處。由于樁孔處堆堆積體地應力力水平不高，，而且樁孔開開挖量也不多多，因此開挖挖樁孔對邊坡坡整體的應力力分布規律影影響不大，只只影響樁孔附附近應力，在在樁孔底部出出現應力集中中現象，但應應力水平仍然然也較低，應應力集中最大大壓應力為0.5290MPa。由于坡腳處開開挖體為地表表部分，其應應力水平本身身不高，開挖挖對邊坡整體體的應力分布布規律影響很很小。只是對對開挖面附近近影響較明顯顯，坡腳開挖挖后，在坡腳腳壓應力略有有減小，減少少的最大量為為0.0419MPa.。模擬蓄水過程程，采用的是是降低強度參參數和加浮托托力的方法，，處于水位線線以下的崩塌塌堆積體及附附近巖體的主主應力水平略略有降低。模擬地震作用用采用的擬靜靜力法，即采采用加水平方方向體力的辦辦法，對整體體應力分布有有一定影響，，使全場的第第一主應力水水平略有增加加。開挖+正常蓄蓄水+地震作作用下1#~14#樁的變形示意意圖（單位：：m）（變形放大1000倍）樁的變形與應應力分布情況況開挖、開挖+正常蓄水、、開挖+正常常蓄水+地震震作用下7#和8#樁在x方向上的變形形示意圖。開挖+正常蓄蓄水作用下，，安全系數設設定為1.15時，所有有樁的變形示示意圖（單位：m）（變形放大1000倍）樁體變形主要要表現彎扭變變形，即向x和z兩個方向產生生變形，但以以x方向的變形為為主。在開挖+正常常蓄水+地震震作用下，樁樁的最大變形形為1.1776cm(其中x方向的位移約約為1.1216cm，z方向的位移約約為-0.2897cm)。在開挖+正常常蓄水作用下下，安全系數數設定為1.15時，樁樁的最大變形形為0.9495cm(其中x方向的位移0.8522cmz方向的位移約約為-0.3681cm)。開挖、開挖+正常蓄水、、開挖+正常常蓄水+地震震作用下，8#樁產生的變形形最大，最大大合位移分別別為：0.3109cm、0.4154cm和1.1776cm。開挖+正常蓄蓄水作用下，，安全系數設設定為1.15時樁樁內屈服區的的分布圖7#樁中的sy的分布情況(單位：Pa)9#樁的sy的分布情況(單位：Pa)x方向（即主滑滑面方向）的的推力在7#樁上產生的剪剪力和彎矩圖圖z方向（即垂直直于主滑面方方向）的推力力在7#樁上產生的剪剪力和彎矩圖圖x方向（即主滑滑面方向）的的推力在9#樁上產生的剪剪力和彎矩圖圖z方向（即垂直直于主滑面方方向）的推力力在9#樁上產生的剪剪力和彎矩圖圖樁的屈服區均均在滑面所處處的位置，最最大屈服區深深度小于樁厚厚度的1/2且處于拉應應力狀態，屬屬于拉屈服。7#樁內sy最大拉應力值值約為2.10MPa,最大壓應力約約為3.80Mpa，位于樁與滑面面交界處，具具體位置見附附圖2-90。9#樁內sy最大值約為2.68MPa，最大壓應力約約為7.73MPa，位于樁與滑面面交界處，具具體位置見附附圖2-90。x方向的推力力在7#樁上產生的的總推力約約為8126KN，樁底剪力為為4526KN。在樁下側最最大彎矩為為15948KN.m，，在靠近推力力一側樁底底的最大彎彎矩為12926KN.m。。z方向的推力力7#樁上產生的的總推力約約為1105KN，樁底剪力為為1105KN。在靠近推力力一側樁底底的最大彎彎矩為10113KNx方向的推力力在9#樁上產生的的總推力約約為5914KN，樁底剪力為為4114KN。在樁背離推推力一側最最大彎矩為為4112KN.m，，在靠近推力力一側樁底底的最大彎彎矩為17385KN。z方向的推力力在9#樁上產生的的總推力約約為384KN，樁底剪力為為384KN。在靠近推力力一側樁底底的最大彎彎矩為3327KN.m。。綜上所述，，樁滿足抵抵抗邊坡下下滑力和變變形的要求求，但樁內內拉應力較較大，切出出現了拉屈屈服。這是是由于進行行有限元計計算時未考考慮樁的配配筋作用，，雖然配筋筋不能阻止止樁體受拉拉區混凝土土的開裂，，但可以有有效地限制制裂縫的寬寬度和延伸伸，從而大大大提高樁樁的承載能能力。因此此，在樁的的設計中必必須重視配配筋計算。。由于抗滑滑樁有扭轉轉效應，需需配置抗扭扭鋼筋，必必要時適當當加大樁的的截面尺寸寸。小結結采用加抗滑滑樁的加固固方案，坡坡腳開挖后后邊坡整體體上基本是是穩定的，，但在坡腳腳開挖面處處存在局部部失穩的可可能性，尤尤其是蓄水水后。此外外坡頂也存存在局部失失穩的可能能性。開挖樁孔后后，邊坡的的最大合位位移增量在在崩塌堆積積體頂部靠靠近陡崖處處，最大合合位移增量量約為17.00cm，方向沿坡面面向下且偏偏向上游側側。開挖坡腳后后，崩塌堆堆積體的開開挖面最大大合位移增增量約為3.59cm，方向指向臨臨空面。抗抗滑樁以上上堆積體最最大合位移移約為5.88cm，方向向下且且偏向下游游側。蓄水后，處處于水位面面以下的崩崩塌堆積體體最大位移移增量約為為10.00cm，方向向上且且偏向坡頂頂。抗滑樁樁上側堆積積體最大合合位移增量量約為4.81cm，方向沿坡面面向下且偏偏向上游側側。地震作用下下，抗滑樁樁上側的堆堆積體最大大合位移增增量約為5.04cm，方向沿坡面面向下且偏偏向上游側側。抗滑樁樁下側的堆堆積體最大大合位移增增量約為1.38cm，方向指向坡坡腳。與天然狀態態相比，開開挖、蓄水水和地震作作用時邊坡坡內的屈服服區擴展不不顯著，但但屈服程度度（即塑性性應變）有有所增大。。坡頂附近近堆積體和和開挖面附附近堆積體體的屈服區區較大，堆堆積體中部部和下部屈屈服區較小小且主要分分布在崩塌塌堆積體兩兩側。挖樁孔、挖挖坡腳、蓄蓄水和地震震作用對邊邊坡整體應應力分布和和應力水平平影響不大大。樁內的拉應應力較大，，而且出現現了明顯的的拉屈服區區。建議根根據實際情情況采取配配筋和增大大樁的截面面面積來改改善樁的拉拉應力狀況況；由于布樁較較多而且比比較密集，，樁孔開挖挖引起邊坡坡的變形較較大，可能能在成孔時時誘發邊坡坡失穩，建建議間隔開開挖成孔或或分期開挖挖成孔。盡管加樁后后邊坡整體體上基本穩穩定，但是是從屈服區區和變形上上可以看出出，在坡頂頂屈服區較較大在寬度度和深度方方向基本貫貫通，而且且下部稍有有擾動，坡坡頂變形都都有較大的的變形。因因此，抗滑滑樁以上的的堆積體存存在局部失失穩的可能能。在開挖挖面上屈服服區較大，，堆積體又又是松散結結構，因此此在開挖面面也很容易易出現局部部失穩。五、優化加加固方案的的三維有限限元

分析析與評價優化后的加加固方案幾何模型及及有限元網網格計算方案計算結果與與分析小結結優化加固方方案編號斷面寬(mm)斷面高(mm)Z120004000Z220004000Z320004000Z430004000Z530005000Z630005000Z730005000Z830005000Z930005000Z1030005000Z1130005000Z1230005000Z1330004000Z1420004000Z1520004000幾何模型及及有限元網網格計算參數（（略）計算工況及及加載方案案分析在天然然狀態下、、施工期、、運行期等等情況下該該邊坡的變變形與穩定定性，考慮慮如下幾種種計算工況況及相應的的荷載。工況一（天天然工況））：自重荷荷載；工況二（施施工工況））：進水口口邊坡開挖挖荷載→施施加網格梁梁(施加均均勻的面力力)→下面面一排樁基基坑開挖荷荷載→下面面一排樁體體的形成→→上面一排排樁基坑開開挖荷載→→上面一排排樁體的形形成工況三（運運行期）：：正常運行行工況(蓄蓄水軟化+浮托力)；計算上述各各工況時，，工況一的的應力結果果作為工況況二的初始始應力狀態態，工況二二的應力狀狀態作為工工況三的初初始應力狀狀態。計算方案計算步驟考慮合理地地模擬施工工過程及上上述計算工工況要求，，進行有限限元計算時時，按下述述步驟進行行：1)計算算自重作用用下邊坡的的初始應力力狀態；2)進水水口開挖，，開挖面施施加網格梁梁，計算出出開挖引起起邊坡的位位移變化、、應力分布布變化等；；3)計算算開挖下面面一排樁基基坑后邊坡坡的應力狀狀態及變形形；4)考慮慮下面一排排樁混凝土土自重，計計算邊坡的的應力狀態態及變形；；5)計算算開挖上面面一排樁基基坑后邊坡坡的應力狀狀態及變形形；6)考慮慮上面一排排樁混凝土土自重，計計算邊坡的的應力狀態態及變形；；7)考慮慮正常蓄水水，蓄水位位以下堆積積體的軟化化及浮托作作用，計算算邊坡的位位移變化、、應力分布布變化等；計算結果與與分析位移分析開挖坡腳時時崩塌堆積積體的變形形規律由于開挖坡坡腳削弱了了堆積體的的抗滑穩定定能力，開開挖面附近近巖體向臨臨空面方向向變形，崩崩塌堆積體體有明顯的的變形。從從附圖5-1~5-9可以看看出，由坡坡腳開挖引引起的崩塌塌堆積體變變形規律為為：坡腳開挖后后，崩塌堆堆積體主要要表現為沿沿滑床向下下滑移變形形。抗滑樁樁上側堆積積體的增量量位移方向向為向坡下下且偏向上上游側。由由于坡腳的的開挖卸荷荷，在堆積積體和基巖巖開挖面上上的增量位位移均指向向開挖臨空空面方向。。最大合成位位移增量在在靠近下游游側堆積體體靠近陡崖崖的部位，，最大合成成位移增量量約為17.46cm，其中x方向的位移移增量約為為9.69cm,y方向的位移移增量約為為-14.15cm,z方向的位移移增量約為為-3.28cm。開挖面上崩崩塌堆積體體的最大合合成位移增增量為為3.95cm，增量位移指指向臨空面面，其中x方向的位移移增量為1.50cm,y方向的位移移增量約為為-2.76cm,z方向的位移移增量為為為-2.40cm。開挖樁孔時時崩塌堆積積體的變形形規律由于開挖樁樁孔削弱了了滑面的抗抗滑能力，，引起樁孔孔上側的崩崩塌堆積體體下滑移，，從而推動動堆積體向向下滑移。。從附圖5-10~5-25可以看出出，由于開開挖樁孔引引起崩塌堆堆積體的變變形規律為為：由于在樁孔孔上側的堆堆積體受下下游側的地地勢高于上上游側因素素的影響，，樁孔上側側崩塌堆積積體的增量量位移方向向為沿坡面面向下且偏偏向上游側側。樁孔下下側崩塌堆堆積體的增增量位移方方向為沿坡坡面指向坡坡底。該邊坡的滑滑移變形屬屬于推移式式，開挖下下面一排樁樁的樁基坑坑時，由開開挖樁孔引引起的最大大合位移增增量在崩塌塌堆積體靠靠近陡崖的的部位，最最大合位移移增量約為為11.24cm。其中x方向的位移移增量約為為7.03cm，y方向的位移移增量為-8.50cm，z方向的位移移增量約為為-2.14cm。開挖上面一一排樁的樁樁基坑時，，由開挖樁樁孔引起的的最大合位位移增量在在崩塌堆積積體靠近陡陡崖的部位位，最大合合位移增量量約為6.20cm。其中x方向的位移移增量約為為4.11cm，y方向的位移移增量為-4.44cm，z方向的位移移增量約為為-1.37cm。由于開挖上上面一排樁樁基坑時，，下面的抗抗滑樁已經經澆筑形成成，在開挖挖上面一排排樁孔時已已起抗滑作作用，因此此盡管兩次次開挖樁基基坑的開挖挖量相差不不大，但第第二次開挖挖引起的崩崩塌體變形形明顯變小小。此外，，我們還計計算兩排樁樁同時開挖挖的模擬分分析，同時時開挖的位位移為21.32cm，比分兩次開開挖的累積積位移大3.684cm，因此分排開開挖樁基坑坑施工較為為合理，同同時建議開開挖同一排排樁孔時還還應考慮間間隔施工。。正常蓄水時時崩塌堆積積體的變形形規律由于水庫正正常蓄水后后對正常水水位以下巖巖體強度軟軟化和浮托托作用，降降低了滑面面的抗滑能能力，導致致邊坡滑移移變形。從從附圖5-26~34可以看看出，蓄水水引起的崩崩塌堆積體體變形規律律為：與前面工況況相似，抗抗滑樁上側側崩塌堆積積體的增量量位移方向向為向下且且偏向上游游側。由于于水浮托作作用，正常常蓄水位以以下的堆積積體的位移移方向表現現為斜向上上。最大合位移移增量在正正常蓄水位位以下接近近正常蓄水水位處表面面，最大合合成位移增增量約為8.82cm。其中x方向