基于FLAC3D的斜坡塔基礎穩定性研究

王緒民，雷志超，李 劍

(1.湖北工業大學土木建筑與環境學院，湖北 武漢 430068；2.中國科學院武漢巖土力學研究所巖土力學與工程國家重點實驗室，湖北 武漢 430071)

輸電線路桿塔基礎有別于其他行業基礎設計的條件是基礎上拔穩定是設計控制條件[1]。桿塔基礎的設計受到多方面的影響，其中塔基所處的地質情況尤其重要。我國土地遼闊，塔基常修建于斜坡上，斜坡地基與普通地基最明顯的區別在于邊坡面臨空而沒有橫向約束，降低了巖土體強度[2]。斜坡上的桿塔基礎要求更為嚴格。巖溶地面塌陷是指覆蓋型巖溶地區，巖溶孔隙與溶洞等提供土顆粒運移通道和儲藏空間，外部誘發因素直接或間接地產生的作用力導致土體“黏土塊”坍塌、砂顆粒漏失或軟弱土流失而引起的地面沉降變形現象[3]。巖溶地面塌陷經常使輸電線路不能正常運行，對人民的財產造成損失。相關方面的研究取得了不少成果，謝壽平等[4]采用三維有限差分數值模擬方法研究了塔基與塔基邊坡的穩定性。趙健等[5]采用3DEC離散元方法分析了開挖并截斷錨索后塔基邊坡的穩定性以及新增支護并新建斜坡鐵塔后邊坡的穩定性。周英博等[6]采用ABAQUS 有限元軟件分析了巖溶區域埋深等因素對輸電塔的影響。相關研究還有[7-10]，但這些只分析了斜坡對塔基或塔基邊坡的穩定性、巖溶塌陷地區對基礎的穩定性，而忽視了既有巖溶塌陷對斜坡上塔基的影響。

本文以某斜坡塔基出現巖溶塌陷為例，運用FLAC3D有限元法分析不同治理方式的受力和變形情況，希望對實際工程起到一定幫助。

1 工程概況

某斜坡塔D腿基礎邊緣出現巖溶塌陷隱患，基礎采用人工挖孔樁基礎，樁徑2.6 m，樁全長12 m，實際埋深9.7 m。塔位地質狀況為0～1.0 m粘土;1.0 m以下為灰巖：淺灰色，中等風化，隱晶質結構，中厚層～厚層狀構造，1.0～6.7 m存在土夾石，節理裂隙發育，巖體較完整。塔基右側發生塌陷，塌陷處連接的溶洞口約3 m見方，呈漏斗型，光照可見深度10 m左右，深度大于30 m。

根據溶洞形狀與巖性采取相應措施，有兩個治理方案：

治理方案一：樁側塌陷部分用C20混凝土充填處理，樁端下部洞體用毛石灌漿充填處理，處理深度為地表至樁端以下約58 m(圖1治理示意圖一)；

治理方案二：樁側塌陷部分用C20混凝土充填處理，樁端底部洞體不處理，處理深度為地表至樁端面以下約5 m(圖1治理示意圖二)。

圖1 治理示意圖

2 建立計算模型

計算模型根據工程實際(D腿樁基與溶洞的位置關系見圖2)，在不影響計算效果的前提下，進行一定簡化后建立。根據工程經驗，D腿樁在水平荷載作用的影響范圍約為樁徑的2～3倍，故樁周圍巖土體厚度取2～3倍的樁徑，以減小模型邊界效應的影響。樁端以下根據溶洞深度確定。計算模型中D腿樁露出坡面4.5 m。三維模型最大尺寸取為45 m×15 m×65 m，建立的三維模型見圖3所示。數值計算模型采用六面體網格剖分，共剖分了47 804個單元，50 943個節點。

圖2 塔基D腿樁基與溶洞位置示意圖

圖3 計算模型與網格剖分

計算模型的左右邊界和底部邊界均采用約束邊界，分別給予了X和Z方向的位移約束，前后邊界分別給予了Y方向的位移約束，斜坡為自由邊界。

巖土是一種極為復雜的復合體，具有很復雜的力學行為。在外力的作用下，巖土體不僅產生彈性變形，而且還會產生不可恢復的塑性變形。因此，D腿塔位斜坡巖土體采用摩爾-庫侖彈塑性模型進行計算。另外，充填處理材料也采用摩爾-庫侖彈塑性模型進行計算。摩爾-庫侖模型的破壞包絡線對應于摩爾-庫侖判據(剪切屈服函數)加上拉伸分離點(拉伸屈服函數)，與拉應力法則相關聯而與剪切流動不相關聯。D腿樁基用實體單元建立，采用彈性模型模擬受力和變形。

根據地質勘察資料，結合現場實際情況，模型分為兩層，上層為較破碎的灰巖層，下層為較完整的灰巖層。充填體為：上部充填體采用C20混凝土，下部充填體采用毛石灌漿。各層巖土體根據勘察資料和工程經驗，偏于保守取值，采用的參數見表1。

表1 巖土計算參數表

本模型計算僅考慮重力場作用和D腿樁基受抗壓與水平荷載共同作用下穩定性分析。樁基頂面施加不同工況條件下的受壓荷載和水平荷載(水平荷載合力指向溶洞，水平合力示意圖見圖4)，荷載施加在樁頂面中心。計算模型中樁基單元及受力見圖5。

圖4 樁基承受的水平合力示意圖

圖5 樁結構及樁頂荷載

模擬計算工況如下：

工況1：樁側塌陷部分用C20混凝土充填處理，樁端下部洞體用毛石灌漿充填處理(處理深度為地表至樁端以下約58 m)后，樁基在極限工況下(15 m/s風，30/40 mm冰，溫度-5℃，最大下壓力及水平力分別為4 354 kN、724 kN、712 kN)，樁基及周圍巖體受力和變形情況；

工況2：樁側塌陷部分用C20混凝土充填處理，樁端底部洞體不處理(處理深度為地表至樁端面以下約5 m)后，樁基在極限工況下(15 m/s風，30/40 mm冰，溫度-5℃，最大下壓力及水平力分別為4 354 kN、724 kN、712 kN)，樁基及周圍巖體受力和變形情況。

3 計算結果分析

3.1 工況1計算結果

3.1.1 受力結果分析

圖6為治理方案1完成后(樁側塌陷部分用C20混凝土充填處理，樁端下部洞體用毛石灌漿充填處理，處理深度為地表至樁端以下約58 m)，樁基承受極限荷載作用時，樁基周圍巖土層剪應力分布圖。圖中可以看到，樁側塌陷區和樁端下部洞體充填處理后，在外力作用下，C20混凝土充填體的剪應力增大，說明充填體正在抵抗樁身的水平位移。

圖6 工況1條件下樁基周圍巖土體剪應力分布圖

圖7 工況1條件下樁基周圍巖土層塑性區分布圖

3.1.2 樁基周圍巖土層塑性區分布

圖7和圖8為治理方案1完成后，樁基承受極限荷載作用時，樁基周圍巖土層塑性區分布圖。圖中可以看到，在極限荷載下，邊坡及樁周巖土層承受了較大的剪應力，由于邊坡表層巖土層(較破碎灰巖)強度參數較下臥基巖(較完整灰巖)低，因此，樁身兩側和邊坡出現了塑性區。但是，C20充填體強度較高，并未出現塑性區。而且，樁身傳遞的水平荷載主要作用在樁側塌陷區充填體(C20混凝土)，故樁端下部洞體的充填體(毛石灌漿)未出現塑性區。

圖8 工況1條件下樁基周圍巖土層塑性區局部圖

3.1.3 樁基水平位移分析

圖9以看到，樁基在受到極限水平荷載時，在樁側充填體的抵抗作用下，樁身發生的水平位移量不大，樁頂最大水平位移約3.1 mm，地面處樁身水平位移約1.2 mm。

圖9 工況1條件下樁基水平位移分布圖

3.1.4 綜合分析

從樁基和周圍巖土層受力、變形和塑性區分布來看，充填體剪應力增大，但未超過其抗剪強度，故充填體未出現塑性區，可以繼續抵抗樁身的水平位移。而邊坡表層巖土體(較破碎灰巖)力學參數低于其他巖土體，因此，塑性區主要分布在樁周巖土體表層及靠近樁體的邊坡表層。樁頂最大水平位移約3.1 mm，地面處樁身的水平位移約1.2 mm，說明治理方案1完成后，在極限荷載下，樁基的傾斜量小，樁基可以保持穩定。

3.2 工況2計算結果

3.2.1 受力情況分析

圖10為治理方案2完成后(樁側塌陷部分用C20混凝土充填處理，樁端底部洞體不處理，處理深度為地表至樁端面以下約5 m)，樁基承受極限荷載作用時，樁基周圍巖土層剪應力分布圖。圖中可以看到，樁側塌陷區充填處理后，在外力作用下，C20混凝土充填體的剪應力增大，說明充填體正在抵抗樁身的水平位移。

圖10 工況2條件下樁基周圍巖土體剪應力分布圖

3.2.2 樁基周圍巖土層塑性區分布

圖11和圖12為治理方案2完成后，樁基承受極限荷載作用時，樁基周圍巖土層塑性區分布圖。圖中可以看到，在極限荷載下，邊坡及樁周巖土層承受了較大的剪應力，由于邊坡表層巖土層(較破碎灰巖)強度參數較下臥基巖(較完整灰巖)低，因此，樁身兩側和邊坡出現了塑性區。但是，C20充填體強度較高，在樁身發生水平位移的過程中并未出現塑性區。

圖11 工況2條件下樁基周圍巖土層塑性區分布圖

圖12 工況2條件下樁基周圍巖土層塑性區局部圖

3.2.3 樁基水平位移分析

圖13為樁側塌陷區充填后，樁基在極限荷載下，樁身的水平位移分布圖。從圖中可以看到，樁基在受到極限水平荷載時，由于樁側塌陷區充填了C20混凝土，可以抵抗樁身發生水平位移。樁頂最大水平位移量約3.2 mm，與地面齊平的平面上，樁身水平位移量約為1.3 mm。

圖13 工況2條件下樁基水平位移分布圖

3.2.4 綜合分析

從樁基和周圍巖土層受力、變形和塑性區分布來看，治理方案2完成后，在極限荷載作用下，C20混凝土充填體的剪應力增大，說明充填體抵抗了樁身發生水平位移，但由于充填體力學強度較高，并未發生破壞，可以持續抵抗樁身發生水平位移。從樁身水平位移量來看，治理方案2完成后，樁頂最大水平位移約3.2 mm，地面處樁身的水平位移約1.3 mm，說明治理方案2完成后，在極限荷載下，樁基的傾斜量小，樁基可以保持穩定。

4 結語

塔D腿塔基在兩種不同工況條件下，樁基受力、變形和塑性區分布情況，主要結論如下：

(1)治理方案1完成后，在極限荷載作用下，C20充填體阻礙了樁基發生水平位移。樁頂最大水平位移量約3.1 mm，地面處樁身水平位移量約1.2 mm，樁基傾斜量小，樁基可以保持穩定。

(2)治理方案2完成后，在極限荷載作用下，C20充填體阻礙了樁基發生水平位移，因此樁頂最大水平位移量約3.2 mm，地面處樁身水平位移量約1.3 mm，樁基傾斜量小，樁基可以保持穩定。

方案2樁基及周圍巖土體的受力、變形和塑性區分布與方案1基本相同，由于方案1更經濟，故采用治理方案一。