不同本構(gòu)模型在開(kāi)挖邊坡有限元強(qiáng)度折減法中的應(yīng)用

聶美軍， 張坤勇，4， 杜 偉， 李廣山， 張興其

（1.河海大學(xué)巖土工程科學(xué)研究所，南京 210024； 2.中設(shè)設(shè)計(jì)集團(tuán)股份有限公司，南京 210014；3.中車建設(shè)工程有限公司，北京 100078； 4.河海大學(xué)巖土力學(xué)與堤壩工程教育部重點(diǎn)實(shí)驗(yàn)室，南京 210024；5.合肥市市政設(shè)計(jì)研究總院有限公司，合肥 230001）

數(shù)值方法是計(jì)算邊坡穩(wěn)定性的常用方法［1-2］，其中應(yīng)用廣泛的有限元強(qiáng)度折減法可以計(jì)算復(fù)雜地質(zhì)的邊坡體，如非均質(zhì)邊坡［3］. 邊坡土質(zhì)的性質(zhì)對(duì)本構(gòu)模型的選擇也有影響［4-6］. 合理的本構(gòu)模型在分析邊坡破壞的發(fā)生發(fā)展過(guò)程時(shí)能考慮到挖方或填方對(duì)邊坡穩(wěn)定性的影響［7-9］. 因?yàn)殚_(kāi)挖邊坡不同區(qū)域土體可能處于卸荷狀態(tài)或加荷狀態(tài)，所以開(kāi)挖邊坡土體中的應(yīng)力和變形的分布規(guī)律也會(huì)產(chǎn)生變化，進(jìn)而會(huì)影響到邊坡的安全穩(wěn)定性，而傳統(tǒng)的極限平衡法并不能描述這種變化［10］.

邊坡典型位置的變形可以在一定程度上反映邊坡的“穩(wěn)定狀態(tài)”. 選用能夠反映開(kāi)挖施工過(guò)程的合理本構(gòu)模型，是過(guò)程模擬的要求，也是采用以變形量為失穩(wěn)判據(jù)的重要前提，對(duì)于開(kāi)挖工程的土體變形預(yù)測(cè)、邊坡穩(wěn)定性分析是必要的. 本文采用能夠反映開(kāi)挖邊坡土體應(yīng)力狀態(tài)和應(yīng)力歷史的本構(gòu)模型，通過(guò)有限元數(shù)值計(jì)算，對(duì)邊坡的開(kāi)挖過(guò)程進(jìn)行逐級(jí)分析，并與采用極限平衡法得到的穩(wěn)定性安全系數(shù)和變形計(jì)算結(jié)果進(jìn)行了比較.

1 劍橋系列本構(gòu)模型理論

1.1 劍橋模型

劍橋模型是由劍橋大學(xué)羅斯科（Roscoe）等在1963年提出的. 該模型以室內(nèi)三軸壓縮試驗(yàn)為基礎(chǔ)，通過(guò)引入加工硬化原理和能量方程推導(dǎo)出模型的屈服方程.

劍橋模型的屈服方程為

式中：p為平均應(yīng)力；q為廣義剪應(yīng)力，它反映了土體在復(fù)雜應(yīng)力狀態(tài)下受剪的程度；σ1為大主應(yīng)力；σ2為中主應(yīng)力；σ3為小主應(yīng)力；τoct為正八面體面上的剪應(yīng)力；p0為p-q平面上的屈服面與p軸的交點(diǎn)，為初始平均應(yīng)力；M為p-q平面上破壞線的斜率，為臨界狀態(tài)應(yīng)力比.

式中：λ為壓縮指數(shù)；κ為回彈指數(shù)；e0為初始孔隙比.

因?yàn)閯蚰Ｐ筒捎孟嚓P(guān)聯(lián)的流動(dòng)法則，綜合式（1）～（4）即可得到劍橋模型的屈服函數(shù)f與塑性勢(shì)函數(shù)g為

1.2 修正劍橋模型

劍橋模型以εpv作為硬化參量，其屈服軌跡在p-q平面上為子彈型，屈服面上與p軸的交點(diǎn)的法向矢量并不與p軸平行，這與經(jīng)典的塑性理論是相違背的. Roscoe和Burland針對(duì)劍橋模型的這種缺陷做了修正，將劍橋模型的p-q平面上的子彈型修正為沿p軸等向硬化的橢圓曲線，這就是后來(lái)眾所周知的修正劍橋模型［11-13］.

修正劍橋模型的屈服函數(shù)f為

修正劍橋模型雖然克服了劍橋模型的缺陷，但是也有其局限性. 修正劍橋模型不能反映土體的剪脹特性、各向異性等土體實(shí)際的復(fù)雜性質(zhì)，而且修正劍橋模型和劍橋模型一樣，都是依據(jù)重塑土的室內(nèi)試驗(yàn)結(jié)果提出來(lái)的，只能考慮土體在初始等向固結(jié)應(yīng)力狀態(tài)下的強(qiáng)度變形特性. 而實(shí)際天然土體一般都處于初始不等向固結(jié)狀態(tài)（即初始K0固結(jié)狀態(tài)），在某些實(shí)際工程中，甚至處于初始三向不等向應(yīng)力狀態(tài). 土體實(shí)際的初始應(yīng)力狀態(tài)的不同會(huì)直接導(dǎo)致土體在承受附加荷載時(shí)變形特性的不同，而修正劍橋模型并不能合理地反映出土體的這種特性.

1.3 關(guān)口-太田模型

為考慮初始K0固結(jié)引起的應(yīng)力各向異性，關(guān)口-太田于1977年提出了關(guān)口-太田模型［14］，該模型在劍橋模型的基礎(chǔ)上通過(guò)引入新的應(yīng)力比參數(shù)η*使得硬化軸得到旋轉(zhuǎn)，同時(shí)將p-q平面上的屈服面由原來(lái)的p軸等向硬化變?yōu)檠豄0軸不等向硬化. 和劍橋模型相比，關(guān)口-太田模型通過(guò)調(diào)整卸荷應(yīng)力路徑下的彈性區(qū)范圍來(lái)模擬初始各向異性的影響，因此其可以在一定程度上反映開(kāi)挖卸荷的影響.

為了反映土體初始不等向固結(jié)（K0固結(jié)）引起的各向異性，關(guān)口-太田模型引入了新的應(yīng)力比參數(shù)，具體如下：

式中：σij為有效應(yīng)力張量；δij為單位方向向量；Sij為偏應(yīng)力分量.

將偏應(yīng)力張量的積表示為

式中：τoct為正八面體面上的剪應(yīng)力.

定義應(yīng)力比：

式中：η為應(yīng)力比；p0為K0固結(jié)完成時(shí)的初始平均應(yīng)力；q0為K0固結(jié)完成時(shí)的廣義剪應(yīng)力；η0為K0固結(jié)完成時(shí)的應(yīng)力比.

定義歸一化偏應(yīng)力張量：

采用ηij0=來(lái)表示初始K0固結(jié)完成時(shí)的ηij值，其中Sij0為K0固結(jié)下的偏應(yīng)力分量；ηij0為K0固結(jié)下的歸一化偏應(yīng)力張量.

在上述公式基礎(chǔ)上，定義新的應(yīng)力比參數(shù)η*為：

關(guān)口-太田模型中，塑性體積應(yīng)變由固結(jié)和剪脹引起，即：

由于黏性土具有剪脹特性，其剪脹系數(shù)可定義如下：

因此，可以得到由剪脹引起的塑性體積應(yīng)變?yōu)椋?/p>

綜合以上各式可得：

則關(guān)口-太田模型的屈服方程為：

而當(dāng)土體狀態(tài)為初始等向固結(jié)時(shí)，有

同時(shí)

從而有

式中：σij0為K0固結(jié)下的有效應(yīng)力張量.

進(jìn)而有

此時(shí)，關(guān)口-太田模型即退化為劍橋模型，其屈服方程也相應(yīng)地退化為：

1.4 修正關(guān)口-太田模型

此外，有學(xué)者［15-16］在關(guān)口-太田模型的基礎(chǔ)上將p-q平面上的子彈型屈服面進(jìn)一步修正為沿η*不等向硬化的橢圓形屈服面，進(jìn)而得出修正關(guān)口-太田模型，該模型在p-q平面地屈服方程為：

2 幾種模型的比較

2.1 不同模型對(duì)偏載作用下地基變形計(jì)算比較

關(guān)口-太田模型通過(guò)硬化軸的旋轉(zhuǎn)來(lái)反映土體的初始各向異性的思想可以簡(jiǎn)單地理解為：對(duì)于經(jīng)過(guò)硬化軸旋轉(zhuǎn)的模型考慮了初始不等向固結(jié)由于硬化軸旋轉(zhuǎn)而產(chǎn)生的塑性體積應(yīng)變，而實(shí)際土體一般處于初始K0固結(jié)狀態(tài)，因此土體在開(kāi)挖卸荷應(yīng)力路徑（即廣義剪應(yīng)力q減少）下，即使平均應(yīng)力p保持不變，由于模型的硬化軸發(fā)生偏轉(zhuǎn)，土體也會(huì)產(chǎn)生一定的塑性變形.

關(guān)口-太田模型存在著和劍橋模型類似的缺陷，即當(dāng)模型退化為等向固結(jié)的劍橋模型時(shí)，會(huì)導(dǎo)致等向固結(jié)條件下仍有塑性剪應(yīng)變分量. 因此，將關(guān)口-太田模型p-q平面上的子彈型屈服面修正為橢圓形屈服面，即得到修正關(guān)口-太田模型.

采用簡(jiǎn)單算例對(duì)以上劍橋系列彈塑性模型計(jì)算結(jié)果進(jìn)行對(duì)比，算例模型如圖1所示，模型尺寸為20 m×15 m，底部約束住x和y方向的自由度，兩側(cè)只有x方向約束，y方向自由. 偏荷載分布在2.5 m范圍內(nèi)，分兩次施加，第一級(jí)荷載q1=50 kPa/m，第二級(jí)荷載q2=100 kPa/m. 計(jì)算采用的參數(shù)如表1所示.

圖1 模型尺寸及荷載Fig.1 Model size and load

表1 計(jì)算采用的參數(shù)Tab.1 Parameters used in the calculation

如圖2所示，圖中的A點(diǎn)為K0固結(jié)狀態(tài)，在廣義剪應(yīng)力減小時(shí)保持平均應(yīng)力不變，其應(yīng)力路徑為圖中A點(diǎn)到C點(diǎn)，并且在C點(diǎn)達(dá)到破壞狀態(tài). 對(duì)于修正劍橋模型（圖2a），其彈性區(qū)范圍（從A點(diǎn)到B點(diǎn)）很大，而塑性區(qū)范圍（從B點(diǎn)到C點(diǎn)）相對(duì)很小. 對(duì)于修正關(guān)口-太田模型（圖2 b），其彈性區(qū)范圍（從A點(diǎn)到B點(diǎn)）很小，而塑性區(qū)范圍（從B點(diǎn)到C點(diǎn)）相對(duì)很大. 因此，我們不難判斷修正劍橋模型的計(jì)算結(jié)果會(huì)比修正關(guān)口-太田模型的計(jì)算結(jié)果小，這也從理論上對(duì)修正劍橋模型的計(jì)算結(jié)果比真實(shí)值偏小，而修正關(guān)口-太田模型的計(jì)算結(jié)果比真實(shí)值偏大這一現(xiàn)象給出了合理解釋.

圖2 修正劍橋模型與修正關(guān)口-太田模型屈服軌跡的比較Fig.2 Comparison of yield locus between modified Cam-Clay model and modified Sekiguchi-Ohta model

修正劍橋模型彈性區(qū)范圍偏大，修正關(guān)口-太田模型的塑性區(qū)范圍偏大，為了克服兩者的缺陷，本文構(gòu)建了一種改進(jìn)的模型，即在修正關(guān)口-太田模型的基礎(chǔ)上將硬化軸再次旋轉(zhuǎn)，將原模型的η0修正為η0/2，于是改進(jìn)后的模型如下：

應(yīng)力比參數(shù)

屈服函數(shù)

本文模型調(diào)整了屈服方程和硬化軸，其在p-q平面上的屈服面的形狀為關(guān)于η0/2 對(duì)稱的橢圓，如圖3所示.

圖3 本文模型的屈服軌跡Fig.3 Yield locus of the model in this paper

2.2 數(shù)值試驗(yàn)驗(yàn)證

采用本文所提出的彈塑性模型對(duì)本文2.1 小節(jié)中的算例再次進(jìn)行計(jì)算，算例尺寸、計(jì)算參數(shù)及加載路徑均相同. 同時(shí)，將不同荷載下不同彈塑性模型計(jì)算所得的最大沉降進(jìn)行對(duì)比，結(jié)果如表2所示.

表2 不同荷載下采用不同模型計(jì)算的最大沉降Tab.2 Maximum settlements calculated by different models under different loads

第二級(jí)荷載作用下采用不同彈塑性模型計(jì)算所得的沉降等值線圖如圖4所示.

圖4 第二級(jí)荷載作用下采用不同彈塑性模型計(jì)算得到的沉降等值線圖（單位：mm）Fig.4 Settlement contour maps calculated by different elastic-plastic models under the second level load（unit：mm）

由圖4可知，第二級(jí)荷載作用下采用幾種彈塑性模型計(jì)算得到的沉降等值線的形態(tài)基本一致，僅在具體數(shù)值上存在差別. 由表2可知，在第一級(jí)荷載作用下，采用修正劍橋模型計(jì)算得到的最大沉降最小，采用關(guān)口-太田模型計(jì)算得到的最大沉降最大. 因?yàn)楸疚哪Ｐ偷膹椥詤^(qū)范圍比修正關(guān)口-太田模型的彈性區(qū)范圍稍大，所以采用本文模型計(jì)算得到的最大沉降稍小. 在第二級(jí)荷載作用下，通過(guò)四種模型計(jì)算得到的最大沉降都顯著增大，總體規(guī)律和第一級(jí)接近，但是在第二級(jí)荷載作用下，通過(guò)修正劍橋模型、修正關(guān)口-太田模型和本文模型計(jì)算得到的最大沉降都比較接近.

3 有限元強(qiáng)度折減穩(wěn)定性分析

3.1 計(jì)算程序

采用河海大學(xué)巖土工程研究所研制的BCF二維固結(jié)有限元程序進(jìn)行計(jì)算，利用該程序可得出位移、應(yīng)力、孔壓分布隨時(shí)間的變化，可用于計(jì)算土工結(jié)構(gòu)平面應(yīng)變問(wèn)題，如建筑物地基、土壩、路堤、擋土墻的計(jì)算等.

3.2 開(kāi)挖邊坡算例

開(kāi)挖邊坡形狀及尺寸如圖5所示，坡高為10 m，原始坡比為1∶2.5，開(kāi)挖完成竣工期坡比為1∶1. 為了模擬開(kāi)挖施工的具體工況，對(duì)該簡(jiǎn)單邊坡進(jìn)行三級(jí)開(kāi)挖，荷載分四級(jí)，第一級(jí)荷載為初始狀態(tài)，剩下的三級(jí)荷載分別對(duì)應(yīng)分級(jí)開(kāi)挖的相應(yīng)一級(jí).

圖5 開(kāi)挖邊坡形狀及尺寸Fig.5 Shape and size of excavation slope

開(kāi)挖邊坡施工前和竣工后的網(wǎng)格劃分如圖6所示，開(kāi)挖邊坡的基本參數(shù)見(jiàn)表3. 開(kāi)挖邊坡施工前的網(wǎng)格共有664 個(gè)單元、716 個(gè)節(jié)點(diǎn)，開(kāi)挖邊坡竣工后的網(wǎng)格共有600 個(gè)單元、656 個(gè)節(jié)點(diǎn)，每個(gè)單元采用四邊形單元，控制網(wǎng)格尺寸大小使得相對(duì)單元密度達(dá)到每10 m2不少于3個(gè)節(jié)點(diǎn)；并且L坡腳到左端邊界=1.5H坡高，L坡頂?shù)接叶诉吔?2.5H坡高，且H上下邊界≥2H坡高，底部固定端約束，左右兩側(cè)均為水平向約束［17］.

圖6 開(kāi)挖邊坡施工前及竣工后的網(wǎng)格劃分Fig.6 Grid division of excavated slope before construction and after completion

表3 開(kāi)挖邊坡的基本參數(shù)Tab.3 Basic parameters of excavated slope

3.3 不同本構(gòu)模型對(duì)邊坡穩(wěn)定性及邊坡變形計(jì)算結(jié)果的對(duì)比分析

在有限元強(qiáng)度折減法中，邊坡穩(wěn)定性安全系數(shù)定義為巖土體實(shí)際抗剪強(qiáng)度與臨界破壞時(shí)折減后抗剪強(qiáng)度的比值，即以達(dá)到臨界破壞狀態(tài)時(shí)的強(qiáng)度折減系數(shù)Fk作為邊坡穩(wěn)定性安全系數(shù)Fs. 根據(jù)特征點(diǎn)位移突變判據(jù)［18-20］，采用不同模型計(jì)算開(kāi)挖邊坡的強(qiáng)度折減系數(shù)與坡頂點(diǎn)水平位移、豎向位移的關(guān)系，結(jié)果如圖7所示. 圖8 為開(kāi)挖邊坡竣工后根據(jù)極限平衡法計(jì)算的結(jié)果，結(jié)果顯示邊坡的穩(wěn)定性安全系數(shù)Fs為1.30，與圖7中通過(guò)四種模型計(jì)算得到的強(qiáng)度折減系數(shù)拐點(diǎn)出現(xiàn)的值較接近，說(shuō)明采用不同本構(gòu)模型及方法對(duì)邊坡有限元強(qiáng)度折減穩(wěn)定性的計(jì)算結(jié)果是一致的. 因?yàn)椴煌Ｐ驮趐-q平面上的屈服軌跡不同，所以計(jì)算得到的邊坡變形也會(huì)有所不同. 通過(guò)不同彈塑性模型計(jì)算所得的坡頂點(diǎn)位移如表4所示. 本文模型調(diào)整了卸荷應(yīng)力路徑下的彈性區(qū)范圍，塑性變形區(qū)范圍增大且考慮到了開(kāi)挖卸荷工況的影響，故采用本文模型計(jì)算所得的坡體滑動(dòng)的臨界位移也有所提高.

圖7 通過(guò)不同模型計(jì)算所得的開(kāi)挖邊坡有限元強(qiáng)度折減系數(shù)與坡頂點(diǎn)位移的關(guān)系Fig.7 The relationship between the finite element strength reduction coefficient of excavated slope and the displacement of slope apex by using different models

圖8 開(kāi)挖邊坡竣工后采用極限平衡法計(jì)算得到的邊坡穩(wěn)定性安全系數(shù)Fig.8 Slope stability safety factor calculated by limit equilibrium method after completion of excavated slope

表4 采用不同模型計(jì)算所得的坡頂點(diǎn)位移Tab.4 Displacement of slope apex calculated by different models

4 考慮開(kāi)挖邊坡施工過(guò)程的有限元強(qiáng)度折減穩(wěn)定性分析

在實(shí)際工程中，土質(zhì)邊坡伴隨著開(kāi)挖卸荷的過(guò)程，土體內(nèi)部應(yīng)力會(huì)重新分布，局部應(yīng)力會(huì)集中或強(qiáng)度降低，土體會(huì)產(chǎn)生剪切破壞. 有限元強(qiáng)度折減法是通過(guò)對(duì)土體強(qiáng)度參數(shù)加以人為折減以進(jìn)入極限平衡狀態(tài)下土體所對(duì)應(yīng)的狀態(tài)，然后再通過(guò)該方法計(jì)算得到土體的應(yīng)力變形，所以最終也只能根據(jù)該方法的計(jì)算結(jié)果給出可供參考的相應(yīng)條件下的土體變形信息，并不能給出開(kāi)挖邊坡施工過(guò)程中土體的真實(shí)應(yīng)力變形和邊坡的穩(wěn)定性安全系數(shù)的變化規(guī)律. 鑒于此，通過(guò)有限元強(qiáng)度折減法對(duì)開(kāi)挖邊坡施工過(guò)程中分級(jí)開(kāi)挖對(duì)邊坡穩(wěn)定性與變形的影響進(jìn)行了模擬分析.

4.1 分級(jí)開(kāi)挖卸荷有限元計(jì)算

基于本文模型，采用有限元強(qiáng)度折減法對(duì)原始邊坡模擬三級(jí)開(kāi)挖，分步進(jìn)行邊坡穩(wěn)定性計(jì)算與變形分析，開(kāi)挖邊坡形狀及尺寸如圖5所示，各級(jí)開(kāi)挖邊坡的網(wǎng)格劃分如圖9所示.

圖9 原始邊坡及各級(jí)開(kāi)挖邊坡的網(wǎng)格劃分圖Fig.9 Grid division diagram of original slope and excavated slope at all levels

圖10為邊坡三級(jí)開(kāi)挖的有限元強(qiáng)度折減系數(shù)與坡頂點(diǎn)水平位移、豎向位移的關(guān)系圖. 結(jié)果顯示，隨著開(kāi)挖深度的增加，施工期邊坡坡度由1∶2.5增加到1∶1，邊坡的穩(wěn)定性安全系數(shù)由最先的1.55降低到1.29. 而在三級(jí)開(kāi)挖過(guò)程中，邊坡特征點(diǎn)位移沒(méi)有發(fā)生較大變化. 與此同時(shí)，同一強(qiáng)度折減系數(shù)下，每一級(jí)開(kāi)挖完成后的坡頂點(diǎn)的水平位移和豎向位移均增大（圖10）. 當(dāng)邊坡開(kāi)挖完成后，邊坡的穩(wěn)定性安全系數(shù)為1.29，仍能滿足邊坡設(shè)計(jì)的要求，對(duì)應(yīng)的坡頂點(diǎn)水平位移、豎向位移見(jiàn)表5.

圖10 開(kāi)挖邊坡有限元強(qiáng)度折減系數(shù)與坡頂點(diǎn)位移關(guān)系圖Fig.10 Relationship between finite element strength reduction factor of excavation slope and slope vertex displacement

表5 采用不同方法計(jì)算所得的各級(jí)開(kāi)挖邊坡的穩(wěn)定性安全系數(shù)Tab.5 Stability safety factors of excavation slopes at all levels calculated by different methods

總之，在對(duì)實(shí)際開(kāi)挖工程進(jìn)行有限元計(jì)算分析時(shí)，要考慮到土體實(shí)際的施工過(guò)程，這對(duì)于準(zhǔn)確地預(yù)測(cè)開(kāi)挖工程中土體的變形及邊坡穩(wěn)定性是十分必要的.

4.2 極限平衡法的平行驗(yàn)證

圖11 為邊坡開(kāi)挖施工前和分級(jí)開(kāi)挖各階段運(yùn)用GEO-SLOPE 軟件、Morgenstern-Price 法自動(dòng)搜索的滑面，結(jié)果顯示其與通過(guò)有限元強(qiáng)度折減法計(jì)算所得到的穩(wěn)定性安全系數(shù)較為一致. 同時(shí)由表5可知，通過(guò)有限元強(qiáng)度折減法和極限平衡法計(jì)算得到的各級(jí)開(kāi)挖邊坡的穩(wěn)定性安全系數(shù)相差不大，說(shuō)明有限元強(qiáng)度折減方法可以應(yīng)用到邊坡開(kāi)挖的穩(wěn)定性計(jì)算中.

圖11 采用極限平衡法計(jì)算所得的各級(jí)開(kāi)挖邊坡的穩(wěn)定性安全系數(shù)Fig.11 Stability safety factors of excavated slopes at all levels obtained by limit equilibrium method

5 結(jié)論與展望

5.1 結(jié)論

采用有限元強(qiáng)度折減法對(duì)開(kāi)挖邊坡的穩(wěn)定性進(jìn)行了分析，并與采用不同劍橋系列本構(gòu)模型計(jì)算得到的邊坡穩(wěn)定性安全系數(shù)與位移進(jìn)行了對(duì)比，得到以下結(jié)論：

1）采用極限平衡法和不同本構(gòu)模型計(jì)算所得的邊坡穩(wěn)定性安全系數(shù)具有一致性，表明如果采用的強(qiáng)度參數(shù)一致，那么采用不同本構(gòu)模型對(duì)邊坡穩(wěn)定性的評(píng)估效果是統(tǒng)一的，由此驗(yàn)證了有限元強(qiáng)度折減法的有效性和合理性.

2）因?yàn)椴煌Ｐ蛯?duì)開(kāi)挖邊坡土體單元的應(yīng)力應(yīng)變描述不同，所以采用不同模型計(jì)算得到的邊坡特征點(diǎn)位移也不同. 采用變形量為失穩(wěn)判據(jù)，需選用能反映真實(shí)開(kāi)挖應(yīng)力路徑的本構(gòu)模型，這樣才能計(jì)算得到反映真實(shí)施工過(guò)程的土體變形.

3）開(kāi)挖卸荷施工過(guò)程中，邊坡穩(wěn)定性逐漸降低，每一級(jí)開(kāi)挖完成后坡頂點(diǎn)的水平位移、豎向位移均隨之增大. 實(shí)際工程中，可以結(jié)合穩(wěn)定性計(jì)算和施工變形觀測(cè)，對(duì)開(kāi)挖邊坡的穩(wěn)定性進(jìn)行事前預(yù)測(cè)、實(shí)時(shí)預(yù)警，并采取相應(yīng)處置措施，以保證邊坡安全.

5.2 展望

目前的研究主要是對(duì)簡(jiǎn)單均質(zhì)土質(zhì)邊坡在開(kāi)挖卸荷工況下的有限元強(qiáng)度折減穩(wěn)定性進(jìn)行分析，通過(guò)簡(jiǎn)單的特征點(diǎn)位移量和強(qiáng)度折減系數(shù)之間的關(guān)系來(lái)建立變形量失穩(wěn)判據(jù)，但不同邊坡具有不同的幾何尺寸、土層分布等參數(shù)，且不同邊坡的復(fù)雜程度不同，因此下一步研究中需要建立能適用于不同邊坡幾何、物理參數(shù)的歸一化變形量失穩(wěn)判據(jù).