基坑毕业设计英文翻译

中文摘要

本设计由两部分内容组成：第一部分是长沙是某轻工商业楼基坑支护；第二部分是武广客运专线路基工点设计。

土钉墙设计中，由于工程现场下部土层较好，通过朗肯主动土压力计算确定只需在上层填土部分进行土钉墙支护。计算出土钉使用状态下的土体侧压力，并由此进行土钉墙参数设计，最后对土钉墙的局部稳定性、内部整体稳定性和外部整体稳定性进行了验算。土钉墙内部稳定性验算较为复杂，本设计采用了简化算法，即把最危险滑裂面简化成了平面。

武广客运专线路基工点设计中，由于路基边坡不是很稳定，需要进行防护，本设计中采用的是浆砌片石骨架的加固措施；而由于路基下部土层不是很好，通过计算确定要进行粉喷桩处理。并计算出粉喷桩处理前后的地基沉降，由此对下卧层的稳定性进行验算。

关键词：基坑；土钉墙；强度；稳定性；路基；排水；沉降；粉喷桩；边坡稳定

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Abstract

This design consists of two parts: the first part is about the design of soil-nail wall for the foundation pit supporting of the commercial Building of Light Industry Bureau in Hunan；and the second part is about the design of Wuhan-Guangzhou high-speed railway roadbed construction site design.

In the design of the soil-nail wall, according to the Rankine active earth pressure, the conclusion was got that only the upper filled soil needed supporting because of the good conditions of the lower soil.The lateral earth pressure considering the soil nails was worked out, according to which the soil-nail wall was designed. Finally the local stability, interior stability and external stability of the soil-nail wal were checked. Because it was complicated to check the interior stability, the simplified method was used in the design, which thought of the most dangerous sliding surface as a plane.

In the second design,because of the subgrade is not stable ,and needed the protection, this design is used in the skeleton made of mortar and stones to the reinforcement measures;And due to the lower soil of the subgrade is not very good,confirmed by conputing the decision to treat with DJM. And calculated the settlement of the foundation before and after treatment with DJM, this Checking the stability of the underlying stratum.

Keywords: Foundation pit; Soil-nail wall; Strength; Stability; Soft soil subgrade; Drainage; Subsidence; DJM; Slope stability.

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绪 论

本课题来源于工程生产实践，高层建筑基坑支护和铁路软弱地基加固处理均是关系到国家和人民生命财产的重要课题，因此在设计中应该综合安全性和经济性等方面进行严谨地设计计算。本设计就这两方面的问题分别进行土钉墙粉喷桩设计，以期选用安全经济的方法达到基坑支护和铁路地基加固的目的。

地基处理和加固技术的建立与发展始终是和工程建设紧密联系在一起的，它来源于工程实践，又服务于工程实践，因此地基处理与加固技术的课题总是和工程实际有着不可分割的联系。土钉护坡是通过小间距的在边坡原状土中钻孔置筋灌浆，形成土钉网，以使边坡土体得到加固，并保证加固后的土体具有足够的强度和刚度而维持边坡的稳定。所以说土钉墙是一项通过“加筋补强”来加固土体、用于边坡支护和建筑基坑维护的新技术。实践证明土钉加固边坡具有投资省、及时、快速、施工场地占用小等优点。因此，在一些国家，土钉已成为土坡稳定和深基坑护壁的通用技术，在我国也得到了迅速的推广和应用，在基坑开挖中，已成为桩、墙、撑、锚支护之后又一项较为成熟的支护技术。本设计针对基坑支护的土钉墙方案进行土体侧压力计算，并由此选定土钉墙相关参数，最后对其进行局部稳定性和整体稳定性验算。

粉体喷射搅拌法作为软弱土地基处理的一种方法，由于其加固工期短，见效快，就地处理，最大限度利用原土，无污染，加固后地基整体性、水稳定性及强度都有大幅度的提高，目前已得到越来越多的应用。在我国，粉喷桩加固软弱土层已经被广泛的用于铁路、高等级公路、市政工程、工业与民用建筑、港口码头等工程的地基加固，并取得了较好的技术经济效果和社会效果。尤其对高速铁路的建设而言，路线所经区域的不良地质主要为软土地基，路堤的沉降，桥头的沉降和小型构造物的不均匀沉降，常常是工程设计人员面临的主要难题，这些问题解决的好坏与否，不仅直接关系到高速铁路建设成败的关键，也是控制工期、关系工程造价的重要环节。为了确保路面的使用质量，在充分考虑各种软土路段路基的处理方案时，不少工程采用粉喷桩对软土路基的高填土部分和桥头部位进行处理。国内外工程实践表明，经过加固后的土体压缩性明显减小，抗侧向变形能力有所提高，明显防止软土对桥台桩基的侧向挤密作用。又因水泥土的固化时间较短，在争取时间的过程中不失为一种有效的软基处理方法。

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第一篇 高层建筑基坑支护设计

第1章 设计任务及现场工程概况

1.1 设计任务和要求

本设计为长沙市中心某高层建筑基坑支护土钉墙设计，设计者应根据给定的原始数据，在规定的期限内完成如下设计任务：

（1） 土压力计算； （2） 基坑稳定性分析； （3） 土钉水平及竖向间距确定； （4） 土钉长度确定； （5） 土钉平面图及横断面图。 1.2 现场工程概况

湖南省轻工业局商住楼位于湖南省轻工业局内，其基坑开挖深度7米。上层为杂填土，18，c17.0kPa 18.0KN/m2，厚度3.0米以内，下层为冲粉质粘土，20.5，c71.0kPa，19.4kN/m3，地基承载力标准值280kPa。

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第2章 土钉墙支护结构

2.1 土钉墙概述

土钉墙（土钉支护、喷锚支护）是由密集的土钉群、被加固的原位土体、喷射混凝土面层及必要的防水系统组成的，是近年来发展起来用于土体开挖和边坡稳定的一种新型挡土结构。土钉则是采用土中钻孔，置入变形钢筋（即带助钢筋）并沿孔全长注浆的方法做成。土钉依靠与土体之间的接口粘结力或摩擦力，使土钉沿全长与周围土体紧密连接成为一个整体，形成一个类似于重力挡土墙结构，抵抗墙后传来的土压力和其它荷载，从而保证开挖面的安全。其典型结构如图2-1（a）所示。

土钉主要作用是约束和加固土体，从而使土体保持稳定和整体性。土钉也可用钢管、角钢等采用直接击入的方法置入土中。

土钉墙是用于基坑开挖和边坡稳定的一种新的挡土技术。由于其经济可靠且施工简便快捷，已在我国得到广泛应用。

(a)图2-1 土钉墙与重力式挡土墙

(b)

2.2 土钉分类及土钉墙的特点与适用范围

2.2.1土钉分类

土钉主要可分为钻孔注浆钉与打入钉两类。

钻孔注浆钉是最常用的土钉类型。即先在土中钻孔，置于钢筋，然后沿全长注浆，为使土钉钢筋处于孔的中心位置，周围有足够的浆体保护层，需沿钉长每隔2~3m设对中支架。土钉外露端宜做成螺纹并通过螺母、钢垫板与配筋喷射混凝土面层相连，在注浆体硬结后用扳手拧紧螺母，使在钉中产生约为土钉设计拉

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力10%左右的预应力。

打入钉，在土体中直接打入角钢、圆钢或钢筋等，不再注浆。由于打入钉与土体间的粘结摩阻强度低，钉长又受限制，所以布置较密，可用人力或振动冲击钻、液压锤等机具打入钉。打入钉的优点是不需预先钻孔，施工快速，但不宜用于砾石土和密实胶结土，也不宜用于服务年限大于2年的永久支护工程。 2.2.2土钉墙的特点

与其它支护类型相比，土钉墙具有以下一些特点或优点：

（1）能合理利用土体的自承能力，将土体作为支护结构的不可分割的部分。 （2）结构轻型，柔性大，有良好的抗震性和延性。1989年美国加州7.1级地震中，震区内有8个土钉墙结构估计遭到约0.4g水平地震加速度作用，均未出现任何损害现象，其中3个位于震中33km范围内。

（3）施工设备简单，操作简便，土钉的制作与成孔不需复杂的技术和大型机具。

（4）施工不需单独占用场地，对于施工场地狭小，放坡困难，有相邻地层建筑或堆放材料，大型护坡施工设备不能进场时，该技术显示出独特的优越性。

（5）有利于根据现场监测的变形资料，及时调整土钉长度和间距。一旦发现异常不良情况，能立即采取相应加固措施，避免出现大的事故，这就能提高工程的安全可靠性。

（6）工程造价低，经济。据国内外数据分析，土钉墙支护工程造价比其它支护类型的工程造价低1/3左右。

（7）防腐性能好。土钉由低强度钢材制作，与永久性锚杆相比，大大地减少了防腐的麻烦。

（8）施工速度快，基本不占用施工工期。 2.2.3土钉墙的适用条件

土钉墙适用于地下水位元以下或经人工降水后的人土填土、粘性土和弱胶结砂土的基坑支护或边坡加固。

土钉墙宜用于深度不大于15m的基坑支护或边坡维护，当土钉墙与有限边坡、预应力锚杆联合使用时，深度可增加。

土钉墙不宜用于含水丰富的粉细砂层、沙砾卵石层和淤泥质土，不得用于没有自稳能力的旖旎和饱和软弱土层。

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2.3 土钉墙的构造

（1）土钉墙可用于高度15m以下的基坑和边坡，常用高度为5~12m，斜面坡度为60°~90°，土钉墙墙面坡度不宜大于1：0.1。

（2）土钉墙均是分层分段开挖，每层开挖高度一般为0.5~2.0m，常与土钉竖向间距相同。每层开挖的纵向长度，由施工方案确定，常用10m长。

（3）土钉的长度由计算确定，一般情况下注浆式土钉长度为0.5~1.2H，打入式土钉为0.5~0.7H。

（4）土钉经常均匀布置在坡面中，间距宜为1~2m， 土钉的倾角一般为5º~20°。

（5）土钉钢筋宜为Ⅱ级以上变形钢筋，钢筋直径在16~32mm之间，常用25mm；钻孔直径一般为70~120mm，常用100mm。

（6）注浆材料宜用1：0.5水泥浆，强度等级不宜低于M10，可加入各种外加剂。

（7）喷射混凝土面层厚度一般为80~200mm，常用100mm，喷射混凝土强度不宜小于C15。面层中宜配置直径6~10mm的钢筋网，间距宜为150~300mm。

（8）为保证土钉与喷射混凝土面层的连接和锚固，常采用设置承压垫板和焊接钢筋骨架等方法，垫板下常配置分布钢筋和加强连接钢筋，以分散喷射混凝土面层的应力。

（9）沿土钉长度应设置定位器，定位器件距宜为1~2m。

（10）土钉可为临时性土钉和永久性土钉。对永久性土钉来说，要做好防腐工作，因此其构造与临时性土钉有所不同。打入式土钉一般用于临时性工程，其端头构造与注浆土钉相似。其典型的构造如图2-2所示。

喷射混凝土土钉钢筋螺母垫板注水泥浆

（a）临时性土钉构造

注浆管定位器钻孔钢筋网7

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第二层喷射混凝土第一层喷射混凝土土钉螺帽垫板注浆管塑料套管（内空距50mm）钻孔水泥注浆钢筋网套管定位器（间距2m)

（b）永久性土钉构造 图2-2 土钉的典型构造

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第3章 土钉支护原理与方案设计概则

3.1 土钉支护原理

在非支护与支护条件下土体单层、多层及整体稳定性分析、校核基础上，通过逐层下挖基坑，逐层进行土钉超前支护，以尽可能保持、显著提高、最大限度地利用基坑边壁土体固有力学强度，变土体荷载为支护结构体系的一部分，最终达到安全、经济的围护深基坑边壁整体稳定性之目的。

假设一般土层是由较均匀、疏松的各向同性介质所构成。基坑开挖产生临空面后，非支护条件下的边壁土体随后产生变形直至滑移破坏、其破坏模式为圆弧型。层状结构岩体稳定主要受层面结构面控制，可能产生平面或崩塌破坏模式。节理裂隙岩体的稳定主要受裂隙结构面所控制，可能产生契形破坏模式等。

实验研究证明，圆弧滑移面的最终形成有一个萌生—发展—完成的演变过程，它受控于介质物理学性质，并与掘支方法及效率、基坑空间尺度、水患条件、施工质量和管理水平等密切相关。

由地幔形成机制及地层地质历史差异的原因，任一深基坑边壁几乎都不是由某单一介质所构成。但坑壁的稳定主要为某一层或某几层相对最软弱介质的稳定所制约，故任一深度基坑边壁均可以该介质为基础进行近似的偏于安全的稳定性分析。

在某一开挖深度条件下，坑壁产生滑移具有某种随机性，即可能出现滑移线簇。但最危险和最先产生的滑移线只有一条，称之为优势滑移线，相应的滑移面称为优势滑移面。

y优势滑移线H图3-1 滑移线簇

优势滑移线随基坑下挖而转移，因而在不同开挖深度上具有不同的优势滑移线，从而形成优势滑移线簇。但任一确定深度的基坑边壁之最先产生、也是最危险的优势滑移线只有一条，称之为优势滑移控制线，相应的滑移面称为优势滑移

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控制面。如图3-2：

y优势滑移线簇优势滑移控制线k图3-2 优势滑移线族

滑移体实际下滑以优势滑移控制面的最终形成为前提。优势滑移控制面产生初期，以地面出现滑移性裂缝和区间高变形速率为先导，并以一定的变形速率发展变化。采用具有足够“缝合强度”的土钉（管、索、栓）逐次超前“缝合”优势滑移控制面，则此滑移面将不会萌生，或不致发展和形成（如图）。

下图是由优势滑移线簇与土钉（管、索、栓）共同组成的一张网格图，称为经纬图。

y优势滑移控制面的(n-1)次超前缝合土钉（管、索、拴）k图3-3 经纬图

稳定性分析是做出工程支护参数设计及典型经纬图的基础。稳定分析要考虑单层、多层和整体稳定性，前者依次为后者所包容。多层稳定和整体稳定均须考虑（n-1）次超前缝合效应。

监控是深基坑土钉支护法不可或缺的组成部分。监控的目的是验证设计的科学性和合理性，以及施工的可行性和可靠性。其综合目标是达到基坑边壁满足设计要求的整体稳定性，以便必要时进行设计、施工修改。

检测参数有多种：支护结构应力、应变、土体压力、边壁变形以及临近建筑物倾斜等。其中边壁变形是控制性的。依参照点设在地面或坑内，理想的变形时程曲线有对称的两支，如图3-4（a）所示。否则就是反常的或不收敛的，如图3-4（b）所示。对此，需引起设计施工人员充分注意。

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地面坑内0t0t（a)收敛(b)不收敛

图3-4 理想（反常）变形时程曲线

3.2 土钉方案设计的必要条件

3.2.1工程地质及区域地质勘察数据

它包括2.0~2.5倍基坑深度范围内各类岩、土层的物理力学性质，主要是介质类别、岩性、天然含水量（W）、天然密度（ρ）、饱和度（St）、孔隙比（e）、液限（Wl）、塑限（ωp）、塑性指数（Ip）、液性指数（Il）、压缩模量（Es）、粘聚力（c）、内摩擦角（φ）、波速（vs）、标准贯入（N）、地下水状况及其渗透性、岩石结构面充填状况及其性质、区域地震的震级及地震烈度资料等。这些是方案设计的最基本集料。 3.2.2工程条件及周围环境

它包括：①基坑几何尺寸或特征尺寸；②地下管线分布情况（尺度、埋深、距边壁的距离等）；③邻近已建高层建筑物或民房分布状况及相应基础形式；④邻近市政工路等级，最大车载及其它特殊建筑如铁塔、高压电线杆、桥墩等的情况；⑤邻近山体或江河湖泊条件等。 3.2.3确定拟建工程基坑边壁破坏模式

不同的介质、不同的工程环境及地下水条件，可产生不同的边坡破坏模式。不同的破坏模式决定不同的稳定分析方法和不同的支护参数设计。因此，在方案设计之前，须认真分析并确定相应的边壁（坡）破坏模式。

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3.2.4工程保养期

工程保养期由投资方根据拟建工程需要提出。保养期与支护参数密切相关。保养期愈长，支护参数一般应愈强，因而造价愈高。基坑边壁保养期一般较短，为3~6个月，最长不宜超过12个月。边坡保养期一般较长，通常是永久性的。这是基坑边壁与岩土边坡支护的重要区别之一。 3.2.5基坑边壁最大允许变形量

一般城建管理部门对基坑边壁最大允许变形量有明确要求，特殊情况下，投资方可根据本身工程需要提高或放宽这一要求，已达到特定目的或获得更好的经济效果。一般而言，工程愈需要，环境愈复杂，允许变形量便愈小，支护参数因之愈强，工程造价愈高。 3.2.6现场试验资料

它包括土钉或锚杆（管、索、栓）拉拔试验数据，喷射混凝土抗压强度试验数据，喷层圆盘拉拔试验数据，钢筋抗拉强度试验数据，砂、石筛分曲线，预应力松弛和蠕变数据以及外加剂凝结时间、效果数据等。一般情况下，上述数据应从现场试验获得。特殊情况下，经论证、协商认可，也可取自类似工程的试验成果。

3.2.7确定边壁临界自稳高度、临界自稳长度和临界自稳时间

这是设定一次开挖深度和一次开挖长度的基础，由计算和试验确定。一般一次开挖高度要小于或等于边壁临界自稳高度；一次开挖长度要小于或等于临界自稳长度；临界自稳时间过短或为零时，须先作超前支护，而后开挖。

这是设定一次开挖深度和一次开挖长度的基础，由计算和试验确定。一般一次开挖高度要小于或等于边壁临界自稳高度；一次开挖长度要小于或等于临界自稳长度；临界自稳时间过短或为零时，须先作超前支护，而后开挖。 3.2.8降雨和疏水条件

它包括年降雨量值，雨季最大降雨量值，基坑所处地形、地貌、排水、疏水条件等。历史经验表明，水患是许多基坑边壁（坡）失事的主要原因或重要原因。

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方案设计中重视水患作用是工作成功的极重要因素。水患包括地上水及地下水，这里仅是强调地上水危害。实际上，对地下水的处理是同等重要的。 3.2.9监控与回馈设计

鉴于工程地质条件千差万别，设计不可能一成不变。通过监测，将所得信息回馈于原设计中，必要是对其进行修改，使之更加科学合理、安全经济。检测参数和方法很多，其中最重要的是位移及质点运动速率的检测和相应的稳定性判断准则。

3.3 土钉墙设计的基本程序

该设计在具备方案设计必要条件基础上进行。 3.3.1非支护条件下边壁稳定性分析

非支护条件下的稳定性分析包括单层、多层和整体稳定性分析。 （1）单层稳定性分析

单层稳定性分析的目的在于保证开挖过程中的稳定，并为相应的支护参数设计提供依据。单层稳定性分析方法是以该层深度为依据，考虑其它附加荷载和不利因素，通过计算和试验确定单层临界深度、临界长度、临界自稳时间、优势滑移线、优势滑移半径和优势滑移角等

（2）多层稳定性分析

多层稳定性分析的目的在于保证掘支过程中边壁的稳定，并为相应的支护参数设计提供依据。多层稳定性分析的方法是以多层深度为依据，考虑其它附加荷载和不利因素，计算确定相应的优势滑移面、优势半径和优势滑移角等。

（3）整体稳定性分析

整体稳定性分析的目的在于确保基坑挖至底板时整个边壁的稳定性，并为支护体系的总体设计提供依据。整体稳定性分析的方法是以基坑深度为依据，考虑其它附加荷载和各种不利因素，计算确定相应的优势滑移控制面、优势半径和优势滑移角等。

3.3.2计算确定支护参数

根据非支护条件下单层、多层和整体稳定性分析结果，计算确定相应的土钉

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（包括锚管和面层、喷层和钢筋网）支护参数。 3.3.3支护条件下边壁稳定性校核

支护条件下边壁稳定性校核，按单层、多层和整体稳定性状况分别进行。 （1）单层稳定性校核

所设计的支护参数，在保证单一土层稳定同时，尚须保证对所确定的优势滑移面和优势滑移控制面以内的不稳定体满足一定安全系数的超前缝合强度。

（2）多层稳定性校核

所设计的支护参数，应满足多层土体的稳定，即保证施工过程中边壁的稳定。其强度校验需考虑此前支护的（n-1）次超前缝合效应

（3）整体稳定性校核

所设计的支护参数，应满足整个边壁的稳定，即：使相应的优势滑移控制面不致产生、发展和形成，其强度校验需考虑此前支护的（n-1）次超前缝合效应。 3.4 设计注意事项

3.4.1稳定性系数

（1）稳定性系数原则上应根据设计必要条件选定。

（2）对一般使用要求的边壁,稳定性系数可不小于1.3;对于中等要求的边壁,稳定系数可取1.5～1.8;对中等以上使用要求的边壁,稳定系数可取2.0～2.5;对特殊使用要求的边壁,稳定性系数不小于2.5。 3.4.2拉应力

（1）在任意两根高预应力长锚索之间,会产生拉应力区域,设计时必须予以考虑。

（2）在拉应力区域,设置非预应力土钉短锚杆,可消除该区域的拉应力集中效应。

（3）非预应力短锚杆等应设置与拉应力的土钉及位于该区域设置在拉应力区的对称中心。

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3.4.3超前土钉

（1）超前土钉用于单层自稳时间为零或极短,即随挖随塌的场合。

（2）超前土钉的长度不小于单层开挖深度的2倍,其与垂直壁面的夹角以5º~10º为宜。

（3）超前土钉的中上部须与已完成的支护连成一体。 （4）超前土钉的间距应根据现场试验确定。

（5）用作超前土钉的材料可以是角钢,槽钢,钢管,螺纹钢筋,预制钢筋,混凝土杆件等。 3.4.4预应力土钉

土钉一般不施加预应力,这样工序更加快捷。 预应力土钉一般用于对边壁变形需严格控制的场合。 施加预应力的方式可以是张拉式或螺旋式。

在土质边壁(坡)宜采用低预应力张拉吨位;在岩石中可设计较高的张拉吨位。一般而言,设计预应力吨位宜控制在每延米极限抗拔力的30%左右。

对土钉预应力损失或超载情况,应密切注意观察,或分区域采用应力传感器进行监测,必要时应对语言能够里进行调整,或作加强支护。

预应力土钉的张拉段必须能自由伸缩。 应根据不同的地层选择预应力土钉的型式。 3.4.5基坑壁脚移位,基础隆起防治

基坑壁脚移位,地基隆起是壁脚附近土层介质在上覆土体自重荷载及侧压力作用下,连续置换邻近底板下部土层,并将其置于底板上部空间的塑流现象。

在基坑壁脚附近采用垂直或近乎垂直向下的土钉截断塑流线,可防止地基隆起现象发生。

设置防地基隆起的土钉的(密度,长度)材料及其上部处理。 3.4.6附加荷载

附加荷载指在基坑边壁优势滑移线以内可能滑移体外的一切地面荷载和其它荷载。

各类附加荷载均应纳入边壁稳定性分析和相应的支护参数强度校核。

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各类附加荷载均按等效静载考虑。 3.4.7边壁滑塌防治

边壁滑塌防治方案设计应在分析确定滑塌成因及破坏模式基础上进行。 边壁滑塌防治应按设计程序,进行非支护条件下的单层,多层和整体稳定分析,以及相应支护条件下的稳定性校核。采用自上而下逐层清渣到底。

在清理滑塌区前,须在关键部位设置监控点,进行监测,并于必要时进行回馈设计。

滑塌区是否回填视使用要求而定。 3.4.8水患防治

水患是基坑边壁稳定的大忌,方案设计中须慎重考虑。

优势滑移控制线以内及其附近的各种积水或水源均可能对基坑边壁稳定构成危害。这些水患指:地面雨水,生活用水,施工用水等所构成的地面积水,地下由正使用或已废弃的污水管或清水管之渗漏水,以及初始地下水所构成的综合地下水,基坑内各种水渠所构成的积水等。

对水患须采用全方位的构造防治措施,以把水患影响减少到最低程度。 水患防治措施主要是：排、挡、降、封、抽。 排 通过设置排水沟排除地面积水；

挡 对地处低洼地的基坑,在边壁的附近地面可设置水墙挡水,不使水流入

坑内；

降 设降水井降低地下水位；

封 采用喷射混凝土封闭基坑壁面及附近地面； 抽 在基坑内设置积水坑,有水泵及时抽出坑内积水。

特殊情况下,基坑附近不允许设置降水井时,支护参数需作加强设计,以维护基坑边壁的稳定。

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第4章 土钉墙设计

4.1 影响土钉墙设计的因素

土质边坡(边壁)的变形破坏特征和破坏形态：如果地下不存在洞穴，地表面一般不可能无故出现塌陷。即使是软土地面，无任何人为施作和自然因素存在时，通常也不可能出现一部分土体相对于另一部分土体的运动，造成地面的裂缝或塌陷。因其本处于一相对静止平衡状态中，若在地平面下开挖深基坑形成边坡(边壁),出现了临空面，被挖除土体不再对基坑边壁(边坡)和底板起约束作用，土体的静止平衡状态刚被打破，基坑边壁(边坡)就可能产生变形，表现为一定范围内的土壤质点产生运动。当质点运动速率达到某一临界值时，土壁(坡)就可能出现滑坡现象。

土壁(坡)的滑动现像是指土壁(坡)在一定范围内整体地沿某一滑动面向临空面方向移动或转动而丧失其稳定性。土壁(坡)的失稳常常在外界的不利因素影响下触发和加剧。一般有以下几中原因：

（1） 土坡作用力发生变化； （2） 静水力和动水力的作用； （3） 土体的性质变化；

（4） 坡角增大，边坡稳定性变差； （5） 坡高越大，稳定性越差。

常见的粉土、粘性土等一般粘土边坡，由于其剪切滑动面大多为曲面，破坏前坡顶常有张拉裂缝的先兆，破坏时滑移体将沿该曲面产生整体滑动。根据土体极限平衡理论，可以推导出滑动面近似为对数螺线曲面，为简化常假设为圆弧。 4.2 土钉墙设计步骤

土钉墙的设计步骤如下： 4.2.1土钉设计计算

土钉设计计算遵循下列原则： （a）只考虑土钉的受拉作用；

（b）土钉的尺寸应满足设计内力的要求，同时还应满足支护内部整体稳定性

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的要求。

（1）计算基坑边壁（坡）所受的主动土压力：

1）主动土压力可利用朗肯土压力理论计算。当粘聚力c的影响较小时，有时可以略去，这既可使计算简化，也可使计算结果偏于安全。但c值较大时不能忽略，以图4-1所示为例，计算如下：

q,C1,,C2,qP0Ph1上Ph1下Ph2上Ph2下Ph3图4-1 朗肯土压力计算图

h2h1h3,C3,

图中土分三层，上有均布荷载q作用，

顶面处： Ka1tan2(451）-2C1Ka12，p0qKa12C1Ka1；

h1处 ： ph1上（q1h1)Ka12C1Ka 1，Ka2tan2(4522)，

ph1下（q1h1)Ka22C2Ka2；

h1+h2处： ph2上（q1h1hKa22C2)2 ph2下（q1h1h2)K2C2a3Ktan2(45K2a，2a332），

K3a； 3 h1+h2+h3处：ph3(q1h12h23h3)Ka32C3Ka3

——土层容重； ——内摩擦角。

2）使用状态下有土体自重和地面超载q引起的每一土钉内力可按图4-2所示得侧向土压力分布图形按下式求出：

NpShSv/cos （4-1）

式中：N——土钉轴向压力；

p——土钉上下各距Sv/2范围内土压力p得平均值； Sv、Sh——分别为土钉竖向间距和水平间距；

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——土钉与水平线夹角。

qqpqp1p图4-2 土侧压力

3H/4H/4

p的分布

图4-2中，pp1pq，p1和pq值取为： 对于（

c0.05）砂土和粉土： H p10.55KaH （4-2）

对于（

c0.05）粘性土： H2c2Hp1Ka1 0.HKaH0.5HK5a （4-3）

pqKaq （4-4）

式中：p1——边坡土体自重引起的土压力； p2——地面超载引起的侧压力；

Ka——土的主动土压力系数，Katan2(45/2)； ——土的重度； H——土钉支护深度；

c、——均为土的抗剪强度指标。

对性能相差不远的分层土体，上式中的及c值可取各层土的参数tani及ci按其厚度取加权平均值。 （2）确定土钉设计各参数

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按构造要求，土钉一般采用Ⅱ级以上变形钢筋，钢筋直径在16~32mm之间，常用25mm，间距宜为1~2m，土钉的倾角一般为5º~20º。

可通过先求土压力来计算土钉直径和土钉长度（即局部稳定性中内容）。并且： 1）土钉的长度，可参照表4-1选取。

表4-1 土钉长度的经验设计参数

粉土 注浆钉 L=(0.5～0.8)H 打入土钉 L=(0.5～0.6)H 硬黏土 注浆钉 L=(0.5～1.0)H 注：H—基坑的垂直高度（m）。

2）土钉的水平距离在（Sh）和竖向间距（Sv）。一般取： Sh= Sv=（6～8）D （4-5） 式中：D——钻孔直径（m）；常用Sh= Sv=（1.0～2.5）m,并需满足：

0.3~0.6(粉土、注浆钉)DL0.6~1.1(粉土、打入土钉) 注：L—土钉长度（m）。 ShSv0.15~0.20(硬粘土、注浆钉)3）钉体直径（d），一般取：

d(20~5 0)31S0vSh （4-6）并满足：

(0.4~0.8)103(粉土、注浆钉)d(0.13~0.19)103(粉土、打入土钉) （4-7） ShSv3(0.1~0.25)10(硬粘土、注浆钉)（3）局部稳定性计算

局部稳定性的分析是考虑到土钉中钢筋不至于被拉坏。

1）土钉钢筋直径应满足（强度检算）

fs,dN1.1d24fy （4-8）

式中：Fs,d——土钉的局部稳定性安全系数，一般取1.2~1.4，基坑深度大时

取高值；

d——土钉钢筋直径（m）；

。 fy——钢筋抗拉强度设计值（kN/m2）

2）土钉长度L应满足（抗拔承载力检算）

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各层土钉长度尚应满足如下要求：

LLfFs,dND q （4-9q）

破坏面式中: Lf——土钉轴线与倾角等于(45/2)a斜线交点至土钉墙外端点的距离，LLf如图4-3所示； D——土钉孔径（m）； 土钉——土钉与土体间的抗剪强度标准值

/2（kPa），其取值详见表4-3。 其余符号意义同前。 图4-3 土钉长度确定

表4-2 土钉与土体之间粘结度标准值

土层种类 淤泥质土 土的状态 坚硬 (kPa) 20～25 60～80 50～60 40～50 30～40 30～60 60～110 90～150 120～160 220～300 粘性土 硬塑 可塑 软塑 素填土 粉土 中密、密实 稍密 砂性土 中密 密实 （4）内部稳定性验算

土钉墙整体稳定性分析是指边坡土体中可能出现的破裂面发生在土钉墙内部并穿过全部或部分土钉。根据土力学中边坡稳定性分析得基本概念，边坡分为主动区和被动区，土钉得作用是将主动区产生的拉力传递到被动区，增加滑动面上的压应力，提高土的抗剪强度，达到抵抗主动区滑动、稳定边坡的目的。假定破裂面上的土钉只承受拉力且达到最大抗力。按圆弧破裂面采用普通条分法对土钉墙作整体稳定性分析，取单位长度土钉墙进行计算。

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1）确定最危险圆弧滑动面

（a）按比例尺绘制基坑边壁剖面图； （b）任选一以r为半径的可能滑动面 O0irqChiAC，将滑动面上的土体分成n条垂直土条（一般n=8~12）；

（c）计算每个土条的自重Qiihibi和地面荷载qbi，沿圆弧AC分解成法向力Ni和切向力Ti。其中 A NiWicosi cTiWibiNi TiWisini

Wiihibiqbi 图4-4 条分法计算图

式中 i为法向分力Ni与铅垂线之夹角。

（d）滑动力矩： MTrWi isini1n 式中 r——滑动圆弧半径。

（f）抗滑动力矩：

Mnr(NitaniciLi)

i1n 式中 Li——第i个土条滑弧长。 （g）稳定安全系数

MnMTnK(Ni1ni1itaniciLi) (4-10)

ii(Wsin)（h）求最小安全系数Kmin，即找出最危险的破裂面。重复（b）到（g），选不同的圆弧，得到相应的安全系数K1、K2、…Kn。其中最小值Kmin即为所求。

为节省计算工作量，可用电子计算机进行计算。

2）土钉墙应根据施工期间不同开挖深度及基坑底面以下可能滑动面采用圆弧滑动面简单条分法（此时圆弧滑动面就是上述部分求得的最危险圆弧滑动面），按下式进行整体稳定性检算：

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nn1Tnjcos(jj)sin(jj)tanikSciklisS(Wiqbi)cositanik2j1i1i1mSk0(Wiq0bi)sini0i1n (4-11) 式中 n——滑动体分条数； m——滑动体内土钉数；

k——滑动体整体分项系数，可取1.3；

0——基坑侧壁重要性系数；

Wi——第i分条土重； bi——第i分条宽度；

cik——第i分条滑裂面处土体固结不排水（快）剪粘聚力标准值；

ik——第i分条滑裂面处土体固结不排水（快）剪内摩擦角标准值； i——第i分条滑裂面处中点切线与水平面夹角；

i——土钉与水平面之间的夹角；

lis——第i分条滑裂面处弧长；

S——计算滑动体单元厚度；

Tnj——第j根土钉在圆弧滑裂面外锚固体与土体的极限抗拉力，可按下列公

式计算，并取其中的最小值： 按土钉的受拔条件：TnjDLb； 按土钉的受拉强度条件：，Tnj1.1d24fy

式中：Lb——土钉在破坏面一侧伸入稳定土体的长度，当Lb500mm时，取

Lb0；

注：因为本设计中上层土体抗剪强度指标较小，故采用简化算法，即把最危险滑面简化当成平面，从而计算公式简化如下：

最危险滑动面稳定安全系数：

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KSR(WQ)cos[(Tnj/Shsinj)]tancH/sin(Tnj/Shcosj) SWsin (4-12)

整体稳定性检算公式：

1Tcos()sin()tanclSS(WqB)costannjjj2 j1Sk0(Wqb)sin0 (4-13) （5）外部整体稳定性验算

土钉墙的外部整体稳定性验算包括了抗隆起验算，土钉加固后土体作为墙体的抗滑移、抗倾覆验算等。

1）前述的内部稳定性验算保证了土钉墙面层与土钉紧密结合，而在土钉墙的工作中还要保证加

Hmqqα固后的土体不会产生整体滑动面，这个滑动面可能是沿墙脚部，也可能是沿基坑开挖面以下某一软弱土层而形成，因此，在计算中应注意，当进行土钉墙整体稳定分析时，滑动面不仅要验算墙脚，还要

WEaFt验算墙脚以下任意可能滑动面。由前分析可知，当 图4-5 土钉墙计算模型 上述要求验算的整体稳定性满足要求时，抗隆起也就自然满足要求了。整体稳定性分析仍采用上述条分法计算。考虑整体滑动面以外的土钉抗拔力对滑动面土体产生的抵抗滑动作用而求得安全系数。

2）抗滑移与抗倾覆验算

把土钉加固后的土体作为土钉墙的整体，可视为一重力式挡土墙。应进行抗滑移和抗倾覆验算，如图4-5所示的土钉墙，当作为重力式挡土墙计算时，墙高取H，墙厚取最下层土钉的水平投影长，墙宽从横向取S=Sh计算。

（a）抗滑移安全系数：

KHFt1.3 （4-14） EaxFt——简化土墙底断面上产生的抗滑合力：

Ft(HBqB)tanCBSh； （4-15）

Eax——简化土墙后主动土压力水平分力。 （b）抗倾覆稳定性验算：

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抗倾覆安全系数 K0MW （4-16） 1.5M0式中 MW——由墙体自重和地面荷载产生的抗倾覆力矩：

B MW(HBqB)Sh； （4-17）

2 M0——由土压力产生的倾覆力矩： M0EaxHH0 （4-18）3H0q/为地面超载等效高度。

12.2.2喷射混凝土面层设计

喷射混凝土面层的作用除保证土钉之间局部土体的稳定以外，还要使土钉周围的土压力有效地传给土钉，这就要求土钉钉头与面层连接牢靠。 （1）内力计算

在土体自重及地表超载作用下，喷射混凝土面层所受侧压力p0

p0p01p0q (4-19)

p010.7(0.5S0.5)p10.7p 15式中 S——土钉水平和竖向间距中的较大值（m）；

p1——土钉长度中点处有支护土体自重产生的侧向土压力； p0q——地面超载引起的侧压力，p0qKaq。

上面计算的压力应乘以分项系数1.2。尚应考虑结构重要性系数为1.1~1.2。 （2）强度计算

1）喷射混凝土面层

喷射混凝土面层可按以土钉为支点的连续板进行强度计算。作用于面层的侧向压力在同一间距内可按均布考虑，其反力作为土钉的端部拉力。验算的内容包括板在跨中和支座截面的是受弯、板在支座截面的冲切等。

2）土钉与喷射混凝土面层的连接

土钉与混凝土面层的连接，应能承受土钉端部的拉力作用。当用螺纹、螺母和垫板与面层连接时，垫板边长及厚度应通过计算确定。当用焊接方法通过不同形式的部件与面层相连时，应对焊接强度作出验算。此外，面层连接处尚应应验算混凝土局部承载作用。

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4.3 土钉墙设计和计算

4.3.1土钉设计计算

（1）计算基坑边壁所受主动土压力

各土层参数如图4-5所示。基坑开挖深度分别为7米、4.8米和7米（具体见附图），上层为填土，厚度3.0米，118，c117kPa，118.0kN/m3，下层为冲积粉质黏土，220.5，c271kPa，219.4kN/m3。

1）计算朗肯主动土压力

Ⅰ、Ⅱ区：地面超载按经验取1m厚填土，即q18kN/m2，所以计算如下： 地表处：Ka1tan2(4512）tan2(4518)0.528， 2p0qKa12c1Ka1180.5282180.52815.20kPa；

3.0m处：

p3.0上（q1h1)Ka12c1Ka1(18183.0)0.5282170.52813.31kPa；

Ka2tan2(4522)tan2(4520.5)0.481, 2 p3.下（qh1)Kc01a22K818 3.0)2a2(1 0.48； 85127110.481kP6a3.7.0m处：p7.0（q1h12h2)Ka22c2Ka2(18183.019.44.0) 2710.4812kPa 6.5326

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q3.0mq15.20,C1,填土63.8513.314.0m,C2,冲积粉质粘土26.53单位（kPa）

图4-6 土压力强度分布图

Ⅲ区：开挖处上部有四层住宅楼，取地面超载q70kN/m2，所以计算如下： 地表处：Ka1tan2(4512）tan2(4518)0.528， 2p0qKa12c1Ka1700.5282180.52812.25kPa；

3.0m处：

p3.0上（q1h1)Ka12c1Ka1(70183.0)0.5282170.52840.77kPa；

Ka2tan2(4522)tan2(4520.5)0.481, 2 p3.下（qh1)Kc01a22 0)K0183.2a2(7 0.48； 84127110.481kP3a8.7.0m处：p7.0（q1h12h2)Ka22c2Ka2(70183.019.44.0) 271 10.481k1.P5a27

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q3.0mq,C1,填土38.8412.254.0m,C2,冲积粉质粘土1.51单位（kPa）图4-7 土压力强度分布图

40.77

土压力强度分布图形如图4-6、4-7所示。可以看出只有上层土压力为正值，即存在主动土压力，故土钉支护只需要在上层填土中打入，而在下层部分，在顶层多打入一层土钉，计算时可不予考虑，并用塑料布来防止雨水浸入未用土钉支护的边坡土体。

2）土钉使用状态下的侧压力计算

上层填土：

0.05c 应该按粘性土计算 Hc17.00.315H18.03.52cp1pmKa1HHKa2170.528118.03.0

18.03.00.5283.81kPa0.55KaH15.65kPa同时pm0.2H10.8kPa 所以取 p110.8kPa

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Ⅰ、Ⅱ区： pqKaq0.52818.09.50kPa

pp1pq10.809.5020.30kPa

Ⅲ区：

pqkaq0.5287036.96kPapp1pq10.836.9647.76kPa

所以使用状态下的侧压力分布如下图12-7所示：

9.5036.693m3m20.30Ⅰ、Ⅱ区单位（kPa)Ⅲ区47.76

图4-8 侧压力的分布

（2）确定土钉设计各参数

按规范要求，选取墙面坡比如下（不大于1：0.1）： Ⅰ、Ⅱ区土钉（南面）： 1：0.25， Ⅲ区土钉（北面）： 1：0.30；

土钉钢筋采用Ⅱ级热轧变形钢筋，受拉设计强度为fy300MPa； 土钉与水平面夹角为10；

竖向间距为Sv1.2m，距顶面为1.0m，距底面为0.8m；下层土中也打入一层土钉，距下层土顶0.4m。在上部H/4范围内无土钉。 土钉水平间距分别取： Ⅰ、Ⅱ区土钉： Sh1,21.5m， Ⅲ区土钉： Sh31.2m。 1）计算土钉直径

土体自重和地面超载q引起的每一土钉的最大拉力或设计内力为： Ⅰ、Ⅱ区土钉：

N1,2pSh1,2Sv/cos20.301.51.2/cos1037.10kN；

Ⅲ区土钉：

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N3pSh3Sv/cos47.761.21.2/cos1069.84kN 采用最大的设计内力进行土钉直径计算。 按土钉强度要求有：

Fs,dN1.1d24fy

式中，取Fsd＝1.3，钢筋抗拉强度设计值fy300MPa，所以，

41.3Nmax41.369.84103d18.72mm

1.1fy1.1300故各道土钉直径均选20mm。钻孔直径取D＝100mm。

2）计算土钉长度

土钉的长度布置有上下等长、上长下短和上短下长，但土钉总长则相等。有限元分析和实际工作测定均表明，上长下短的方案稳定性最好，变形也小，而上短下长的布置方案则最差。可是当用极限平衡分析进行稳定性分析时，上短下长的布置方案往往给出最高的安全系数。

各层土钉长度应满足如下要求：

LLfFs,dND

式中，各符号意义同4.2节中所述，取Fs,d＝1.3，按表4-1取40kPa。 计算结果如表4-3~4-4：（此时把45/249斜面当成最危险直线破裂面）

表12-3 Ⅰ、Ⅱ区土钉长度计算

土钉序号 第一层T1 第二层T2 第三层T3 自由段长度Lf（m） 0.86 0.34 / 锚固段长度Lb（m） 3.84 3.84 /

土钉长度L（m） 调整后L（m） 4.70 4.18 / 6.0 6.0 6.0

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表12-4 Ⅲ区土钉长度计算

土钉序号 第一层T1 第二层T2 第三层T3 自由段长度Lf（m） 0.77 0.31 / 锚固段长度Lb（m） 7.22 7.22 / 土钉长度L（m） 调整后L（m） 7.99 7.53 / 9.0 9.0 9.0 （3）局部稳定性验算

由于土钉参数是按土钉强度及抗拔承载力均满足要求的前提下设计的，故局部稳定性满足要求。 （4）内部稳定性验算

由于土体抗剪强度指标值较低，故这里可采用简化算法计算（简化算法最危险滑动面计算程序见附录七），即把最危险滑动面看成是平面，此时根据坡比不同，最危险滑动面与水平面的夹角计算结果分别约为： Ⅰ、Ⅱ区土钉： 36.5°；

Ⅲ区土钉： 37°。

按此最危险滑动面进行土钉墙内部稳定性验算，须满足下式：

1Tcos()sin()tanclSS(Wqb)costannjjj2 j1Sk0(Wqb)sin0有：m2，10，18，c17kPa，q1,218.0kN/m2，q370.0kN/m2土钉参数取调整前数值，计算结果偏于安全。验算如下：

1）对Ⅰ、Ⅱ区土钉墙，取SSx1.5m，有：

l3/sin3.5/sin36.55.0m， b3/tan3/I3.30m， W18.03b/289.10kN

mTnj计算如下，并取两者最小值： 按土钉的受拔条件：

Tn1Tn2Tn30.1403.8448.26kN；

按土钉的受拉强度条件：

Tn1Tn21.120.024300103103.69kN，

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并取k1.3，01.2 代入上式得：

1348.26cos(1036.5)sin(1036.5)175.01.52 1.5（89.1018.03.30)cos36.5tan18－1.51.31.2（89.1018.03.30）sin36.580.430所以，对Ⅰ、Ⅱ区土钉墙内部稳定性满足要求。

2）对Ⅲ区土钉墙，取SSx1.2m，有：

l3/sin3/sin374.98m， b3/tan3/I3.08m， W18.03b/283.16kN

Tnj计算如下，并取两者最小值： 按土钉的受拔条件：

Tn30.1407.2290.74kN；

按土钉的受拉强度条件：

Tn31.120.024300103103.69kN，

并取k1.3，01.2，01.2 代入上式得：

1290.74cos(1037)sin(1037)174.981.22 1.2（83.1618.03.08)cos37tan18－1.21.31.2（83.1618.03.08）sin37178.740所以，对Ⅲ区土钉墙内部稳定性满足要求。 （5）外部整体稳定性验算

把土钉墙和加固后的土体作为整体，视为一重力式挡土墙，进行抗滑移和抗倾覆验算，则挡土墙墙高为H3.0m，取SSh宽计算，墙厚为： ⅠⅡ区： B16cos105.91m； Ⅲ区： B39.0cos108.86m。 1）抗滑移稳定性验算 抗滑移安全系数为：

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KHFt1.3 Eax墙底部土20.5，所以有： Ⅰ、Ⅱ区：

Ft1.2tan20.517(18.0318.0）5.911.5389.35kN

113.31Eax113.3131.514.0kN

213.3115.20389.3527.811.3； 所以：KH114.0Ⅲ区：

tan20.517 Ft3(18.0370.0）8.861.2673.66kN

1Eax2kN

2673.667.061.3； 所以：KH395.44抗滑移稳定性验算均满足要求。 2）抗倾覆稳定性验算 抗倾覆安全系数为：

K0Ⅰ、Ⅱ区：

MW1,2(18.035.9118.05.91)1.55.91=1886.12kNm 2MW1.5 M0 M014.0所以：K1.2Ⅲ区：

3.01.018.67kNm 31886.12101.01.5； 18.67MW3(18.03.08.8670.08.86)1.28.86=5840.37kNm 2 M095.443.070/18219.2kNm 35840.3726.61.5； 所以：K01219.2所以，抗倾覆稳定性验算均满足要求。 3）地基承载力验算：

Ⅰ、Ⅱ区： 1818319.4149.6kPa1.2kPa

Ⅲ区： 7018319.4201.6kPa1.2kPa

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故地基承载力满足要求。 12.3.2喷射混凝土面层设计 （1）面层承载力

面层厚拟定为100mm，喷射混凝土强度等级采用C20。面层实为支承于土钉上的无梁连续板，取最大土钉间距为面层跨距 Ⅰ、Ⅱ区：L1.5m

作用于面层上的荷载为：

p0p01p0q

p011.20.7(0.5S0.5)p1 51.50.51.20.7(0.5)18.06.35kPa

5 p0q1.2Kaq1.20.52818.011.4kPa 所以： p0p01p0q6.3511.417.75kPa M0131p0l17.751.537.49kNm 88钉上带土钉作用处弯矩：M10.5M00.57.493.75kNm 跨中弯矩： M20.2M00.27.491.50kNm 跨中带支座处： M30.15M00.157.491.12kNm 跨中带跨中处： M40.15M00.157.491.12kNm

只有土钉连接处的局部弯矩较大，其他截面弯矩小。经计算选配6@200

200钢筋网片。土钉连接处应适当加强。

Ⅲ区： L1.2m S1.2m

p015.81KPa p0q1.2Kaq44.35kPa p0p01p0q5.8144.3550.16kPa 11M0p0l350.161.2310.83kNm

88钉上带土钉作用处弯矩：M10.5M00.510.835.42kNm 跨中弯矩： M20.2M00.210.832.17kNm 跨中带支座处： M30.15M00.1510.831.62kNm

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跨中带跨中处： M40.15M00.1510.831.62kNm （2）连接设计

钢筋网片如图12-8，固定钢筋为φ20，长为400mm，焊接在土钉上。

固定钢筋φ20(l=400)焊接在土钉上土钉钢筋网φ6@200×200固定钢筋土钉钢筋φ20喷射混凝土C20钢筋网片φ6@200x200

图4-8 喷射混凝土面层钢筋网片布置图

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第5章 土钉施工工艺和方法

土钉施工工艺流程为：施工准备→基坑开挖→喷射混凝土→成孔→置筋→注浆→清理→开挖第二层土方。 （1）施工准备

施工前做好测量放线，机械调试，材料进场检验，人员组织，场地平整，水、电、路畅通等准备。 （2）基坑开挖

按设计要求，每次开挖深度为1.0m，采用机械开挖，直接装上汽车运输，人工刷边坡。土钉墙的施工是由上到下分层开挖的，在平面上土方开挖顺序和进度应根据土钉施工的要求，开挖一层支护一层，土方完成支护完成。由于施工是先开挖后支护，所以在前层开挖结束而支护尚未完成时，很容易造成局部边坡失稳，所以每段开挖不得超过土钉的竖向间距，不得超挖。 （3）喷射第一道混凝土面层

每一步开挖后应尽快作好面层，即对修整后的边壁立即喷上一层薄壁混凝土或砂浆，厚度为5cm，尽量避免边壁的裸露时间，以防雨水冲刷及崩塌。施工中应注意回弹料的再利用。 （4）设置土钉 1）成孔

混凝土强度达到设计值75%时，进行测量放线，标出土钉位置。开始架设钻孔机进行钻孔。待钻孔达到设计深度时，再用风管吹出内部尘土清孔，并重新测量孔深。

土钉成孔施工应符合下列规定： （a）孔深允许偏差 50mm； （b）孔径允许偏差 5mm； （c）孔距允许偏差 100mm； （d）成孔倾角偏差 5％。 2）置筋

钉孔满足设计要求后开始置筋。插入土钉钢筋前进行清孔检查，若孔中出现局部渗水或掉落松土应立即处理，土钉钢筋置入孔中前，要先在钢筋上安装对中定位支架，以保证钢筋处于孔位中心且注浆后其保护层厚度不小于25mm，支架沿钉长方向间距为2～3m，支架要保证不妨碍浆体自由流动为宜。 3）注浆

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注浆采用灌浆机来完成，为保证土钉与周围土体紧密结合，在孔口处设止浆塞并旋紧，使其与孔壁密封。在止浆塞上插入注浆导管深入孔底处0.3m左右，边注浆边拔管，直至注满为止。注入的砂浆部分被土体吸收，所以在第一次注满后，停顿一小时左右，进行第二次注浆。为防止砂浆硬化、收缩、干裂，保证与土体紧密结合，提高早期强度，需加入膨胀剂。 （5）喷射第二道混凝土面层

在喷射混凝土前，先按要求绑扎、固定钢筋网，钢筋网可用插入土中的钢筋固定，但在喷射混凝土前不应出现振动。 （6）排水设施的设置

土钉支护结构工作期间要注意地表水及地下水的处理，设置排水构造措施，基坑四周地表加以修整并构筑明沟排水，严防地表水向下渗流，采取的为可将喷射混凝土面层延伸到基坑周围地表构成喷射混凝土护顶并在土钉墙平面范围内地表做防水地面，同时在混凝土面层之间沿土坡边壁每隔一定距离设置一条竖向排水带，使得土坡后的渗水有组织地导流到坑底后集中排。

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第二篇 武广客运专线路基工点设计

第6章 设计任务及现场工程概况

6.1 设计任务及要求

该设计为武广高速铁路软弱土路基的处理，采用粉喷桩地基加固处理方案，设计者应根据所给资料，结合实际情况，按规定要求完成如下设计任务： （1）粉喷桩的长度计算；

（2）粉喷桩的布置形式选择； （3）路基的稳定性分析； （4）路基的沉降分析与计算； （5）路基的平面图及横断面图。 6.2 现场工程概况

6.2.1地形地貌

本段属低山丘陵地貌，地形起伏不大。本工程段位于丘陵小盆地内河流阶地，地形平坦。地表全被土层所覆盖，植被发育，多被开垦为果圆、旱地和稻田，物产丰富，适宜人群居住，人口密度大。清远县道经过，交通方便。 6.2.2地层岩性

测段范围出露地层有第四系全新统冲洪积层（Q4al+pl）、上更新统冲积层（Q3al），下伏地层为泥盆系 (D2l) 砂岩夹砂质页岩、灰岩及大理岩，岩性分述如下： <3-2> 松软土（Q4al+pl）

黄褐色，软塑，含少量花岗岩质砾石，主要分布于该段路基起点附近右侧沟槽内，厚0～3m。属Ⅱ级普通土 <3-5> 粉质黏土（Q4al+pl）

硬塑，黄褐色，其中微含有约10%的砾石，次圆状，呈不均匀分布，主要分布于该段起点附近。厚8～14m。属Ⅱ级普通土。 <9-8>软土（淤泥质黏土）（Q3al）

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流塑，灰色、灰褐色，其中含有少量粉砂和腐植物。属Ⅱ级普通土。DK2099+721处钻孔揭露埋深17.6～20.2m处。 <9-7>松软土（Q3al）

灰褐色、灰绿色，软塑，含少量砾石，含部分腐植物。属Ⅱ级普通土。DK2099+721处钻孔揭露埋深13～17.6m处。 <9-1>粉质黏土（Q3al）

黄色、褐黄色，硬塑，其中微含约10%的砾石，粒径10～20mm，次圆状；局部夹有少量的卵石，次圆状。厚2～25m，分布于地表或卵石土之下，属Ⅱ级普通土。局部具弱膨胀性。 <9-2> 黏土（Q3al）

灰色、红褐色、灰白色，硬塑，局部夹砾石、卵石，直径2～100mm，含量约10%。厚2～5m，分布于地表、粉质黏土或卵石土之下，属Ⅱ级普通土。局部具弱膨胀性。

<9-3>卵石土（Q3al）

黄色、灰紫色，中密为主，局部密实，潮湿～饱和，卵石成份以长石、石英砂岩为主，粒径30～50mm，次圆到次棱角状，充填物以砂粒及粉质黏土为主，局部相变为粉质黏土。厚2～15m，分布于地表或黏土之上，属Ⅲ级硬土。 <9-4>碎石土（Q3al）

黄色、灰黄色，密实，潮湿～饱和，局部夹卵石、块石，粒径5～15cm，次棱角状，含量约20%。厚2～15m，分布于粉质黏土或卵石土之下，属Ⅲ级普通土。 <9-6>细砂（Q3al）

中密，潮湿，灰白色、灰黄色，砂粒均匀。厚0～3m，粉质黏土之下，属Ⅰ级松土。透镜状分布于DK2099+721附近。 <11>溶洞充填物（Qca）

为粉质黏土，灰褐色、深褐色，多为软塑状，其中夹杂少量的碎石、角砾，属Ⅱ级普通土。 <23-1>砂岩(D2l)

全风化砂岩：灰黄色、红褐色、灰白色，风化剧烈，原岩层理已基本破坏，岩芯呈硬土状，干钻易钻进。属Ⅲ级硬土。

强风化砂岩：红褐色、灰白色、黄色，风化强烈，基本可见原岩结构，岩芯呈碎土状，手可折断。属Ⅲ级硬土～Ⅳ级软石。 <23-2>页岩(D2l)

全风化页岩：灰白色、红褐色、灰色，风化剧烈，原岩完全风化成泥土状，微见原岩层理，岩芯呈软土状，干钻易钻进。属Ⅲ级硬土。

强风化页岩：黄色、红色、灰色、灰黄色，风化强烈，原岩结构基本可见，岩

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芯呈硬土状，手可折断。属Ⅲ级硬土。

DK2100+000～DK2101+700钻孔见到卵石土、粉质黏土、碎石土层序、下伏砂岩及页岩互层。 <23-4>灰岩(D2l)

强风化灰岩：灰色、青灰色，风化强烈，岩芯呈碎块状，隐晶质细粒结构，基本可见原岩结构，岩块手可折断，干钻钻进困难。

弱风化灰岩：灰白色，粗粒状结构，中～厚层状构造，矿物成份主要为方解石，节理面见少量绿泥石，岩芯呈长柱状，岩质坚硬新鲜。

DK2099+721～DK2100+000钻孔见到灰岩。 6.2.3地质构造

测段位于第四系上更新统冲积层卵石土（Q3al）地层之上。分布较广，厚度5～15m。构造较为简单。其中DK2099+987处钻孔于41.4～44.7m处见一溶洞：其中有少量流塑状的稀泥。

测段北端DK2099+650左右为燕山侵入旋回第三期(γ岩化，显晶结构，厚层状构造。 6.2.4不良地质现象及特殊岩土

段内不良地质为岩溶，特殊岩土为膨胀土及软土、松软土。

岩溶：DK2099+987处钻孔于41.4～44.7m处见一溶洞：其中有少量流塑状的粉质黏土。

膨胀土：本段路基部分钻孔揭示第四系上更新统冲积层（Q3al）黏土、粉质黏土厚度约2～15m，埋深15～25m，局部地段自由膨胀率为36～56%，局部具弱膨胀性。膨胀土在干湿交替条件下，易引起边坡失稳、基础变形等，但具弱膨胀性的土层多位于卵石土层及地下水位之下，且该段多为填方段，因此膨胀土对工程的影响较小。

软土：分布于DK2099+710～DK2099+735段，流塑，含少量粉砂及腐植质，层厚0～2.5m，埋深17.6～20.2m，位于覆盖层与灰岩的接触带附近，该软土层具孔隙比大，含水量高，高压缩性等特点。

松软土：分布于DK2099+700～DK2099+760段，软塑，含少量砾石，含部分腐植物，层厚0～4.6m，埋深13～17.6m，该松软土层具孔隙比大，高压缩性等特点。

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)花岗岩与泥盆系 (D2l)

砂岩夹砂质页岩、灰岩及大理岩接触带。接触带宽20～30m，灰岩变质明显，大理

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第7章 路基设计

7.1 路基面的形状和宽度

7.1.1路基面的形状

路基面的形状根据土质情况分有路拱和无路拱两种。路拱的作用是迅速排除道床下的积水，以保持路基面的干燥。

（1）非渗水土和用封闭层处理的路基面应做成路拱。

单线路基的路拱形状为梯形，上宽2.1m，高0.15 m.底宽等于路基面宽度，曲线加宽时，路拱的上宽不变。

一次修建双线路基的路拱形状为三角形，高0.2 m，底宽等于路基面宽度，曲线加宽时，仍保持三角形。

（2）渗水土或岩石的路基面均做成平面，其路肩应高于非渗水土路基的路肩。 （3）渗水土，岩石路基与非渗水土路基连接时，路基面应由非渗水土路基的路肩高程向渗水土路肩施工高程顺坡，其长度应不小于10 m. 7.1.2路基面宽度

（1）确定路基面宽度的依据

新建铁路的区间路基面宽度，应根据远期发展的铁路等级、正线数目、轨道类型、道床标准形式及尺寸计算确定。路基面宽度等于道床坡脚间所占用的路基宽度，再加上两侧的路肩宽度。

（2）曲线地段路基面宽度按表7-1值进行加宽，曲线加宽应在缓和曲线内渐变完成。区间双线直线地段路基面宽度见表7-2，

表7-1 曲线地段路基面加宽值

线路等级 200km/h 曲线半径m 3500～6000 ＞6000 14000～11000 路基面外侧加宽值m 0.3 0.2 0.3 0.4 0.5 350km/h 11000以下～7000以上 7000～5500 41

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表7-2 区间双线直线地段路基面宽度

线别 路基 面宽 200km/h 路基 面宽 线间距 5.0 路肩宽 1.0 350km/h有碴轨道 路基 线间面宽 距 路肩宽 1.4 350km/h无碴轨道 路基 线间面宽 距 路肩宽 1.5 路堤（m） 12.7 13.6 5.0 13.6 5.0 12.7 路堑（m） (12.9) 道床厚（m）

200km/h地段考虑预留填料及地基工后沉降加宽，每侧0.3m。350km/h地段路基面不考虑预留填料及地基工后沉降加宽。

（3）有碴轨道路基面形状为三角形，由路基面中心向两侧设4%的横向排水坡，路基面加宽时，路基面仍保持三角形形状。无碴轨道路基面形状为梯形，混凝土底座范围以下为平面，边缘以外设向两侧的4%的横向排水坡。曲线加宽时，路基面仍保持梯形。 7.2 路堤设计

0.30(0.35) 0.35 / 5.0 1.0 13.6 5.0 1.4 13.6 5.0 1.5 7.2.1路堤填料设计

原则上应采用A、B组及C组中的块石、碎石、砾石类填料，当路堤填筑硬质岩石及不易风化的软质岩的碎、块石时，应采用级配较好的材料，不应倾填，分层压实，填料的最大粒径在基床底层时不应大于15cm，在基床以下不得大于30cm；路堤填料的压实标准详见表7-3中的规定。无碴轨道路堤填料宜优先考虑A、B组填料或改良土，填高超过8m地段不宜采用改良土。其压实标准见“路堤填料及压实标准”表（括弧内数值为无碴轨道路基标准）。

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表7-3 路堤填料及压实标准

线路等填料 级 地基系数 ≥90 压实标准 细粒土 粗粒土 碎石类 ≥110 / ＜31% ≥110（≥≥130 / ＜31% ≥130（≥K30(MPa/m) 200km/h 压实系数K 孔隙率n A、B和C组填料（不含细粒土、粉砂、软块石土）或改良土 350km/h 地基系数 K30(MPa/m) 压实系数K 0.93） ＜31%（＜≥0.90 / ≥90（≥100） ≥0.90（≥120） / 140） / ＜31%（＜28%） 孔隙率n

7.2.2改良设计

/ 28%） 根据既有的研究成果，第四系全新统冲积层粉质黏土、黏土，改良方法根据其塑性指数确定，当塑性指数小于11时，采用掺入5%的水泥进行改良；当塑性指数大于11时，采用掺入5%的石灰进行改良，具体掺入比可根据现场试验确定，用作基床底层填筑须采用场拌法施工。

对易风化软岩的强弱风化物，暂按掺中粗砂或碎石土进行物理改良，用于基床以下部分填筑时，采用路拌法施工。对硬质岩岩块、弃碴，强风化硬质岩及构造影响成碎块石土状的填料，虽属A、B组填料，可用作基床以下路堤填料直接填筑，但作为基床底层填料必须满足级配要求，否则应进行级配改良。 7.2.3路堤边坡坡度确定

一般地基条件良好，边坡不浸水地段，路堤边坡坡度依据其填料按表7-4采用。

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以砂类土、细粒土及风化软岩填筑的路堤，宜在两侧边坡2～3m范围内铺设双向土工格栅，每层竖向间距结合碾压层厚度确定，宜为0.5～0.6m。

表7-4路堤边坡坡度表

边坡高填料种类 度（m） 0—8.0 细粒土及易风化软块石 (改良土) 8.0—边坡坡备注 度 1:1.5 边坡高度超过12.0m时于8.0m处设2.0m1:1.75 宽边坡平台。 边坡控制高度（m） 200km/h 350km/h 15 10(8) 15.0 碎石土、卵石土、粗粒土（细沙、粉砂、黏砂除外）及不易风化的软块石 0—12.0 12.0—1:1.75 20.0 0—8.0 硬块石 >8.0

7.2.4路堤护道

1:1.5 1:1.5 边坡高超过15.0m时，于12.0m处设边坡2.0m宽平台。 20 12(10) 1:1.3 超过15.0m于15.0m处设边坡2.0m宽平台。 20 15(12) 无支挡加固地段的路堤坡脚应设置高不小于0.5m，宽不小于1.0m的天然护道，或设高1.5m、厚0.5m、埋深0.8m的M7.5水泥砂浆砌片石脚墙，外接排水沟。 7.2.5路堤基床

产生基床病害的诸因素中，基床土的性质为内因，水与动荷载是外因。要预防基床变形和病害的产生，除改善排水条件和路基土的压实密度外，主要应保证基床土的质量。

(1) 路堤基床表层的填料按下列要求选用：

1）应优先选用A组填料，其次B组填料，但颗粒粒径不得大于150mm； 2)当选用B组填料的砂粘土时，在年平均降水量大于500mm地区，其塑性质

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数不得大于12；

3）如不得不使用C组填料的细粘土含量大于30%的漂石土、碎石土、砾石土

和细粒土中的粉土、粉粘土时，在年降水量大于500mm地区，其塑性指数不得大于12，液限含量不得大于32%；

4)对不符合上述要求的填料，应采取土质改良措施，其措施可以采用换 砂、砾石等或用土工聚合物对基床进行加固； 5）严禁用D、E组填料做基床表层填料。

(2) 路堤基床底层的填料可选用A、B、C组，如不得不使用D组填料时，必须采取措施。

(3) 路堤高度小于1.2m的低路堤，自路肩施工高程下1.2m范围内（包括天然地基）的土质及其压实标准应符合基床填料及基床压实标准的要求。 7.3 过渡段设计要求

7.3.1 过渡段填筑压实标准

表7-5过渡段填筑压实标准表

压实标准 轨填料类道动态变形孔隙填筑部位 地基系数K30 Ev2 型 类模 Evd 率 (MPa/m) (MPa/m) 型 (MPa) n ＜基床表层 /190 /55 / 18% 有＜级配碎基床表层碴 /150 /50 / 以下 28% 石+5%水350Km/h ＜泥或级基床表层 /190 /55 /120 18% 配碎石 无基床表层碴 ＜150 50 /60 以下 28% 设计速度目标值 级配碎基床表层 石+5%水有200Km/h 泥或级基床表层碴 配碎石 以下 /190 /150 / / ＜18% ＜28% / / 7.3.2桥路过渡段设计

（1） 过渡段长度

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L=2(h-b)+A(式中L为过渡段长度，单位为米；h为台后路堤高度，单位为米；A为常数3-5米；200km/h地段b=0.6m，350km/h地段，b=0.7m)。

（2）过渡段路基结构形式及材料性能

1）地基沉降过渡：不良地基一般采用桩-网复合地基或旋喷桩复合地基加固，并结合桥台搭板实现过渡，最小长度不宜小于30m，地基良好时可不设置。

2）本体及基床过渡：过渡段路堤基床表层应满足前述基床表层要求，并在不小于20m的范围内掺入5%的水泥，表层以下级配碎石分层填筑，级配碎石中掺入3-5%水泥，并在路基路基与桥台结合部设宽10cm 带排水槽的渗水墙，渗水墙采用无砂混凝土块砌筑，长30cm,宽15cm。在渗水墙底部设直径为20cm渗水管将渗水排除路基以外，过渡段桥台基坑应以混凝土回填或用碎石分层填筑并用小型平板振动机压实。

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第8章 区间路基土石方计算及调配

8.1 路基土石方计算

8.1.1计算方法

（一）平均面积法

在实际工作中，一般按以下公式进行计算： ∑V=

AA3AAnA1A2L12L2+…n1Ln1 （8-1） 222式中 A1、A2……An表示每个断面面积 L1、L2……Ln1表示两相邻断面间距离

若每一断面上的面积只求其一半之值，则成为： ∑V=(AAAA1A2A)L1+(23)L2+…(n1n)Ln1 （8-2） 222222 （二）平均距离法

系将公式5—1加以变换而得，即 ∑V=

AA3AAnA1A2LLL2L12L2+…n1Ln1=A11A21 22222L2L3L+……Ann1 （8-3） 22 +A3式中符号意义同上 8.1.2 路基横断面面积计算

按上叙方法计算土石方数量时，最大的工作量是求算路基断面面积。路基断面面积，一般是利用定型表查得或在横断面图上进行计算而得。

（一）用定型表查算

路基土石方面积表，是将各种情况下的路基断面面积，利用几何图形的方法制成的定型表。根据中心填挖高、地面横坡及路基本体的形状，即可查得与之相应的路基断面面积。

（二）用横断面图计算

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由于使用路基土石方面积表，在地形起伏较大，地面横坡及中心填挖在小比例图上取值，受人为因素影响较大，其精度较粗，不能满足施工图设计的需要。故在施工设计阶段，一般利用路基实测横断面图进行横断面面积计算。初步设计阶段必要时，可用线路平面图点绘横断面，在横断面图上计算面积。 8.2路基土石方调配

8.2.1调配原则

1）路基土石方调配，要贯彻以农业为基础的方针，认真节约土地的原则。凡是可以利用荒地、劣地做为取土和弃土场地者，则不应占用好地或耕地。必须占用时，也要合理调配，做到尽量少占。并注意考虑改地造田和有利于农田水利，及水土的保持工作。

2）路基土石方调配应精打细算，尽量为国家节省投资。取土、弃土及纵向利用，一般可根据经济运距确定，有条件时也可考虑扩宽断面取土，减少远运和少占农田。在特殊工点或土石方工程较集中地段，还应结合农田水利、河渠、路基加固工程及既有建筑物、施工程序、施工方法及干扰等具体情况，综合分析确定。

3）取土、弃土位置应考虑排水系统及水流冲刷问题。取土坑深度不应超过该地地下水位线，并应与桥涵出入口高程及路基排水系统相适应，以利排水。

4）路基土石方调配用的施工方法、施工程序及运输方法等，应根据地形条件、施工条件、工期要求以及支援农业的需要，和施工单位机具配备情况等，合理采用相应的机械施工或人力施工方法。

5）路基土石方调配段落的划分，以概算编制的施工段落为单元大，中桥、隧道和车站的起讫点划分为小段落；必要时尚应结合地区特点进行划分。 8.2.2 调配方法

区间路基土石方调配，一般采用线的调配方法，常用的有两种。一种是在调配明细表上进行，一种是绘制土积图上进行，不论是何种方法，在调配前，应按上叙确定的全线区间路基土石方调配原则，然后再进行分配。

8.3 路基土石方汇总

本设计路段为路堤，没有挖方，路堤的填料均从取土厂或其它路段远运而来，其设计与汇总见表8-1：

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表8-1 路基土石方汇总表

长土石序 度方总 起 讫 桩 号 （量 号 m） (m3) 1 1 2 3 4 5 6 2 K2099+900~ K2099+920 K2099+920~K2099+930 K2099+930~K2099+940 K2099+940~K2099+960 K2099+960~K2099+980 累计 3 4 填方 (m3) 土 石 方 方 5 6 远 运 利 用 方 方 量 (m3) 土 方 7 平均运距(km) 总运量 (1000m3 . km) 土方 11 石方 12 石 土石方 方 方 8 9 10 1.5 1.5 1.5 1.5 1.5 / 20 3190 2190 1000 2190 1000 0.5 10 1555 1055 10 1525 1025 500 500 1055 1025 500 500 0.5 0.0 1.0950 1.50 0.5275 0.75 0.5125 0.75 0.9450 1.50 0.8500 1.50 3.9300 6.00 20 2890 1890 1000 1890 1000 0.5 20 2700 1700 1000 1700 1000 0.5 80 11860 7860 4000 7860 4000 0.5

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第9章 路基排水设计

9.1 路基排水设计

9.1.1路基排水设计原则

路基排水的原则主要有功能性原则；满足设计标准和目标的原则；协调性原则；环境保护原则和维修方便等原则．具体的如下面个条：

1）路基排水设计，首先应进行总体规划和综合设计，将针对某一水源和满足某个要求而设置的各项排水设施组成统一完整的综合排水系统。

2）路基排水系统的布置，应与道路的平纵面和横断面相联系，并结合沿线的的地形、地质等条件，因势利导、因地制宜布置适当的排水设施，完善对进出口的处理，完善对进出口的处理，使各项设施衔接配合，形成排水网络，把有害水及时排除掉。

3）排水系统的规划要与地表、地下排水相互协调，路基、路面排水综合考虑，排水沟渠与沿线的天然水系及桥涵等泄水结构物密切配合。

4）道路排水还应与当地的农田水利等建设规划结合起来考虑。 5）地表排水设计与坡面防护工程要协调配合

6）路表面水常含有有害物质，不得直接排入饮用水水源，也不宜直接排入养殖池、农田等，必要时应进行净化处理。 9.1.2排水设计的具体步骤

1)在路线平面图上绘出必要的路堑坡顶线和路堤坡脚线，标明路侧弃土堆和取土坑的位置等。

2)在路基的上侧山坡上可设置截水沟等拦截地表径流。为提高截流效果，截水沟宜大体沿等高线布置，与地面水流方向接近垂直。路堑上侧有弃土堆时，弃土堆应连续而不中断，并在其上方设置截水沟。下坡一侧的弃土堆，应每隔

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50-100m设不小于1m宽的缺口，以利排水。

3)路基两侧按需要设置边沟或利用取土坑，必要时采用路肩排水系统和中央分隔带排水系统，汇集并排除道路表面的水。

4)根据沿线地下水的情况，设置必要的地下排水设施。

5)将拦截或汇集的水流，用排水沟管引排到指定的低地、河沟或桥涵等处。排水沟应力求短捷、远离路基，与其他水沟的联接应顺畅。

6)选定桥涵的位置，使这些沟管同桥涵连成一个完整的排水系统。对穿过路基的河沟，二般均应设桥涵，不要轻易改沟并涵。考虑到路基排水或农田排灌的需要，也可增设涵洞。 9.1.3路基排水设备 （1）地面排水设备

常用的路基地面排水设备，包括边沟、截水沟、排水沟、跌水与急流槽等，必要时还有渡槽、倒虹吸及积水池等。这些排水设备，分别设在路基的不同部位，各自的排水功能、布置要求或构造形式，均有所差异。

1）边沟：设置在挖方路基的路肩外侧或低路堤的坡脚外侧，多与路中线平行，用以汇集和排除路基范围内和流向路基的少量地面水。平坦地面填方路段的路旁取土坑，常与路基排水设计综合考虑，使之起到边沟的排水作用。

2）截水沟：又城天沟，一般设置在挖方路基边坡坡顶以外，或山坡路堤上方的适当地点，用以拦截并排除路基上方流向路基的地面径流，减轻边沟的水流负担，保证挖方边坡和填方坡脚不受流水冲刷。降水量较少或坡面坚硬和边坡较低以致冲刷影响不大的路段，可以不设截水沟；反之，如果降水量较多，且暴雨频率较高，山坡覆盖层比较松软，坡面较高，水土流失比较严重的地段，必要时可设置两道或多道截水沟。

3）排水沟：排水沟的主要用途在于引水，将路基范围内各种水源的水流，引至桥涵或路基范围以外的指定地点。当路线受到多段沟渠或水道影响时，为保护路基不受水害，可以设置排水沟或改移渠道，一调节水流，整治水道。排水沟的横断面一般采用梯形。

4）跌水与急流槽：跌水与急流槽是路基地面排水沟渠的特殊形式，用于纵坡大

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于10%，水头高差大于1.0m的陡坡地段。由于纵坡陡、水流速度快，冲刷力大，要求跌水与急流槽的结构必须稳固耐久，通常应采用浆砌块石或水泥混凝土预制块砌筑，并具有相应的防护加固措施。

5）倒虹吸与渡水槽：当水流需要横跨路基，同时受到设计标高的限制，可以采用管道或沟槽，从路基底部或上部架空跨越，前者称倒虹吸，后者为渡水槽，分别相当于涵洞和渡水桥，两者属于路基地面排水的特殊结构物，并且多半是配合农田水利所需而采用。

6）蒸发池：气候干旱、排水困难地段，可利用沿线的集中取土坑或专门设置蒸发池排除地表水。 （2）地下排水设备

路基及边坡土体中的上层滞水，活埋藏很浅的潜水称为地下水，当地下水影响路基路面强度或边坡稳定时，应设置暗沟、渗沟和检查井等地下水设施。

常用的路基地下排水设备有：盲沟、渗沟、渗水隧洞和渗井等，其特点是排水量不大，主要是以渗流方式汇集水流，并就近排除路基范围以外。对于流量较大的地下水，应设置专用地下管道予以排除。

由于地下排水设备埋置地面以下，不易维修，在路基建成后又难以查明失效情况，因此要求地下排水设备牢固有效。

1）暗沟：相对于地面排水的明沟而言，暗沟又称盲沟，具有隐蔽工程的含义。由于沟内填以大小不同的颗粒材料，利用渗水材料透水性将地下水汇集于沟内，并沿沟排泄至指定地点。

2）渗沟：采用渗透方式将地下水汇集于沟内，并通过沟底通道将水排至指定地点。它的作用是降低地下水或拦截地下水，其水力特性是紊流。

3）渗井：渗井属于水平方向的地下排水设备，当地下存在多层含水层，其中影响路基的上部含水层较薄，排水量不大，且平式渗沟难以布置，采用立式排水，设置渗井，穿过不透水层，将路基范围内的上层地下水，引人更深的含水层中去，以降低上层的地下水或全部予以排除。

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第10章 路基坡面防护

10.1 概述

路基坡面防护主要是解决路基修筑以后，裸露的路基边坡及坡面的稳定问题。易于冲蚀的土质边坡和易于风化的岩石路堑边坡，施工后如果长期裸露，在自然风化应力和雨水冲刷的作用下，将会发生冲沟、溜塌、剥落、掉块和坍塌等坡面变形。同时，剥落或冲蚀的碎屑物往往堵塞侧沟，使排水不畅，故必须及早采取相应的防护措施，否则将造成严重病害。 10.2 设计原则

1）凡容易风化的或易受雨水冲刷的岩石和土质边坡及严重破碎的岩石边坡， 均应及时加以防护。

2）软硬岩层相间的路堑边坡，应根据岩层情况采用全部防护或局部防护。 3）在多雨地区，用砂类土填筑的路堤，其路肩和边坡坡面易受雨水冲刷流失，应根据具体情况将坡面防护。

4）坡面防护结构一般不考虑边坡底层或人工填土的侧压力，其所防护的边坡应有足够的稳定性，但护墙可用于极限稳定边坡的情况。 10.3 常用坡面防护类型

一、植物防护

植物防护是一种施工简单、费用低廉、效果较好的坡面防护措施。植物能覆盖表土，防止雨水冲刷；调节土壤湿度，防止裂缝产生；固结土壤，防止坡面风化剥落，同时还能起到保护环境，美化路容的作用。为保证边坡稳定和延长植物防护的使用年限，一般宜在路堑坡脚设1～2m高的浆砌片石护坡。

二、抹面 （一）适用条件

1.未经严重风化的各种易风化岩石边坡，但对由煤系岩层及成岩作用很差的红

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色黏粘土岩组成的边坡不适用。

2.边坡坡度不受限制，但坡面应较干燥。 3.使用年限较短，一般为8～10年。 （二）施工注意事项

1.抹面前须将边坡表面的风化岩石清刷干净并用清水冲洗边坡；边坡上大的凹陷应用浆砌片石嵌补，宽的裂缝应灌浆。

2.采用石灰炉渣浆抹面时，在灰浆抹上后，稍干即进行夯拍，直至表面出浆为止，然后抹平涂上速凝剂。

3.抹面不宜在寒冬季节、雨天及日照强烈时施工，其适宜的气温为4°～30℃，并注意盖草洒水养生。 三、喷浆及喷射混凝土 （一）适用条件

1.易风化但未遭严重风化的岩石边坡，坡面较干燥。

2.对高而陡的边坡，上部岩层较破碎而下部岩层完整的边坡和需大面积防护的边坡，采用此种类型更为经济。

3.对成岩作用差的粘土岩边坡不宜使用。 （二）施工注意事项

1.喷浆和喷射混凝土前应将坡面浮土碎石清除并用清水冲洗。

2.机械喷射作业前应进行试喷，以调节适中之水灰比，使喷射之灰体呈粘糊状，表面光泽平整，骨料分布均匀，回弹量小。

3.喷射作业应自下而上分层喷射。灰体达到初凝后，立即洒水养生，持续7～10天。严禁在结冰季节或大雨中进行喷射作业。 四、浆砌片石护坡 （一）适用条件

1.各种易风化的岩石边坡和土质边坡。若在路堤边坡上采用时，应待路堤沉实后再施工。

2.边坡坡度不大于1:1。

浆砌片石护坡一般采用等截面，其厚度视边坡高度而定，一般为0.3～0.4m。

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当护坡面积较大，且边坡较陡时，为增强护坡的稳定性，可采用肋式护坡。 五、浆砌片石骨架护坡 （一）适用条件

在土质边坡和极严重风化的岩石边坡上，当坡面受冲刷严重或边坡潮湿时，则可以采用浆砌片石骨架的加强措施，骨架内，可根据边坡土质、坡度及当地材料来源情况选用具体方法。 （二）施工注意事项

1.施工前应清除坡面浮土碎石,填补坑凹。

2.骨架内草皮或捶面应与坡面和骨架密贴,以防表水渗入。 3.骨架内捶面或栽砌卵石应在浆砌片石强度达到70%后进行。

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第11章 粉喷桩设计与计算

11.1 概述

11.1.1处理方法

粉喷桩属于深层搅拌桩加固地基的一种形式，也叫加固土桩。在软基处理中，深层搅拌法是一种常用而且有效的方法。本法属于胶结法类，即通过搅拌机械将胶结材料与地基的软土搅拌成桩柱体，这种桩柱体称为水泥土桩、石灰土桩或某胶结物土桩，它具有一定的强度和水稳性。由搅拌仗柱体与四周软土组成复合地基，可以提高地基承载力和强度，增大地基变形模量，减少地基沉降。深层搅拌法具有施工工期短、无公害、施工过程无燥声、不排污、对相邻建筑物影响小等优点。

深层搅拌法在我国陆上工程应用可以分为浆喷（湿法）和粉喷（干法）两大类，胶结材料主要是水泥和石灰。采用粉喷方法形成的桩通常称为粉喷桩。由于石灰生产量不多，而且多是散装料，运输、计量、粉碎均很困难，所以目前绝大部分用水泥。在高速公路软基处理中，粉喷桩处理方法应用很广泛。 11.1.2适用范围

粉喷桩处理法以粉体作为主要加固材料，不需向地基内注入附加水分，反而能充分吸收周围软土中的水分，因此加固后的地基初期强度高，不需预压，安全可靠，污染、震动小，符合保护设计要求，对高含水量的软土加固效果尤为显著。但粉喷桩处理法需要考虑地下水和土质成分对水泥是否有害，如果地下水质对水泥有侵蚀性则不能使用。从室内实验成果看：对含有高岭石、多水高岭石、蒙脱石等粘土矿物的软土加固效果较好；对含有伊利石、氯化物和水铝石英矿物的软土加固效果较差；对于有机质含量高、酸碱度（PH值）较低的软土效果更差，要引起注意。我国沿海软土大部分为伊利土类型，含蒙脱石的土的类型不多，因此在使用水泥深层搅拌法加固软土地基时水泥含量不能太少。

根据以往的工程实践，粉喷桩处理法（干法）适用于高含水量的软土，低含水量的软土以浆喷（湿法）为佳；但含水来年感高低无明确的分界线，应该按照工程实际情况和现场实验确定。

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11.1.3加固原理

深层搅拌法是通过特制的机械—各种深层搅拌机，沿深度方向将软土与固化剂（水泥降或水泥粉、石灰粉、粉煤灰，外加一定量的掺合剂）就地进行强制搅拌，使土体和固化剂发生物理化学反应，形成具有一定整体性和一定强度的水泥土加固体，沿深度方向形成的该加固体称为深层搅拌桩。深层搅拌眨与天然地基组成深层搅拌桩复合地基。 11.1.4水泥土的力学性质

根据室内搅拌及现场所取的水泥土试块实验研究，水泥土的物理力学性质不仅与水泥的掺合量、水泥的强度等级及种类、外掺剂等有关，还与地质条件、水泥土龄期、土中含水量、土中含有的有机质含量、地下水的酸碱度等因素有关。软粘土所形成的水泥土的无侧限抗压强度一般为300~3000kPa，比天然状态的软粘土大数十倍乃至数百倍；砂性土中形成的水泥土强度往往高达5000~18000kPa，比天然砂土的强度高得多。实验表明，对于强度较大（大于2000kPa）的水泥土，受力时呈脆性拉裂破坏；对于强度较低（小于1200kPa）的水泥土，受力时发生塑性破坏，呈加工硬化状态；强度介于上述两种情况之间时，呈脆性剪切破坏。

水泥土的抗剪强度（单剪）也与许多因素有关。实验证实，对于掺合来年感在12%~15%之间的水泥土，抗剪强度与抗压强度（无侧限）之间有一定的相关性。一般说来，水泥土的抗剪强度大约为其抗压强度的十分之一。

从工程实用的观点讲，水泥土的强度主要受下面所述的一些因素的影响。 （1）水泥掺合量水泥掺合两的多少可用掺合比（）来表示

=

掺假的水泥质量100　%　　 (11-1)

被加固的软土质量实验表明，水泥土的强度随着掺合量的增加而增加。掺合比太小时，水泥与土的反应过弱，水泥土固化程度低，强度离散性比较大；掺合比过大时，水泥与土的水解水化反应所形成的胶体处于饱和状态，强度增长缓慢。因此，从经济实用的观点来看，水泥掺合量不宜太少，亦无需过多。一般来说，水泥掺合量a在7%~15%的范围内较为适宜。

施工实践表明，当水泥掺合量超过18%~20%后，加固后的水泥土强度增长幅度很小，因此，工程实践中，水泥掺合量不宜大于20%。 （2）水泥的强度等级及种类

水泥土的强度随着水泥的强度等级的提高而增加。一般说来，水泥强度等级每

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提高一档，水泥土的强度约增加20%~30%。

水泥种类对水泥土强度亦有影响，这是由于不同水泥中的矿物成分对水泥与土的水解水化反应及凝硬反应有不同的影响，进而影响水泥土的强度。 （3）外掺剂

用于水泥土的外掺剂，目前国内常用的有石膏、三乙醇胺、木质素磺酸钙等。石膏、三乙醇胺对水泥土的强度有增强作用，是早强剂；而木质素磺酸钙对水泥土强度增长的影响不大，主要起减水作用。使用减水剂时应注意选择合适的水灰比。 （4）土的种类

不同的土类，其水泥土的强度有很大的差异。在其他掺量相同的情况下，几种典型土类的水泥土强度大小致呈如下规律：泥炭＜土淤泥＜杂填土＜粘性土＜砂性土。其中，杂填土中所形成的水泥土的强度分散性较大，与土颗粒的均匀程度有关。 （5）土中含水量

实验表明，水泥土无侧限抗压强度随着土中含水量的增加而下降。对于淤泥，当其中含水量每增加10%时，水泥土的强度即下降10%~20%。 （6）土中有机质含量及种类

土中有机质的含量及种类对水泥土的强度有较大的影响。有机质含量越高，其阻碍水泥水化反应的作用越大，水泥土强度降低越多。目前，对有机质含量及种类的影响正引起越来越广泛的重视。

一般来说，有机质或腐殖质含量高的软粘土，单纯采用水泥作为固化剂，其加固效果并不好，此时，应考虑采用其他的固化剂或加固方法。

另外，土中地下水的酸碱度，亦PH值的大小，对水泥土的强度增长也有很大的影响。

（7）水泥土的搅拌时间及均匀程度

水泥土发搅拌时间及均匀程度对水泥土的强度影响很大。而搅拌的均匀程度又与钻杆的提升速度、转速、复喷的深度和次数等有关。 （8）水泥土的龄期

水泥土的强度与龄期有直接的相关关系。龄期越长，强度越大。一般取90天龄期时的强度作为水泥土的标准强度。

一般来说，对不同土类、不同含水量，其强度随龄期增长的速率是不同的。对有些含水量高的软弱淤泥，其水泥土在180d龄期时尚未达到最终强度的80%，即其增长趋势比较缓慢。

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11.2 粉喷桩设计与计算步骤

11.2.1粉喷桩单桩承载力计算

粉喷桩处理法加固地基是依靠水泥土桩和四周软土组成的复合地基，因此要达到加固地基的目的应该按照复合地基的设计原理进行设计和计算。

单桩竖向承载离标准值Rk可按下式之一计算： Rk =fcuAp

 （11-2）

Rk=qsUpLAPqp （11-3） 式中：Ap—桩的截面积，m2；

fcu—与水泥土配合比相同的标准试块，在标准养护条件下90d龄期的无侧限抗压强度平均值（标准试块可用70.7mm边长的立方体，也可用50mm边长的立方体，或土工无侧限标准体），kPa;

—桩身强度折减系数，粉喷水泥土桩取0.20~0.33，浆喷水泥土桩取0.25~0.33；

Up—桩的周长，m；

qs—正常固结土中桩周界面的平均摩阻力，kPa，由地质资料获得。当无

资料时，对于淤泥可取用4~7kPa，对淤泥质土可用6~12kPa，对于一般粘性土可取用10~15kPa；

L—桩身有效长度（按永久桩计），m；

qp—桩端天然地基土的承载力标准值，可按现行国家标准《建筑地基基础

设计规范》（GB 50007—2002）的有关规定来确定kPa；

α—桩端天然地基土的承载力折减系数，可取0.4~0.6。

计算时，一般两个公式同时进行计算，取其中较小的值作为单桩竖向承载力标准值。对试（11-2）和试（11-3）进行分析可以看出，当桩身高于试（11-2）所提出的强度值时，相同眨长的承载力相近，而不同桩长的承载力明显不同。此时桩的承载力由地基土支撑力控制，增加桩长可提高桩的承载力。当桩身强度低于试（11-2）所给值时，承载力受桩身控制。单桩设计时，承受垂直荷载的粉喷桩一般应使土对桩的支撑力与桩身强度所确定的承载力相近，并使后者略大于前者最为经济。因此粉喷桩的设计主要是确定桩长和选择水泥掺入量。

（1）当地质条件和施工因素等限制粉喷桩加固深度时，可先确定桩长，根据

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桩长按试（11-3）计算单桩竖向承载力标准值Rk。再根据单桩竖向承载力标准值Rk按试（11-2）计算水泥土的无侧限抗压强度fcu，然后根据fcu参照室内配合比实验资料，选择所需的水泥掺入比。

（2）当搅拌加固的深度不受限制时，可根据室内配合比实验资料选定水泥掺入比，再求得水泥土无侧限抗压强度fcu。根据fcu按试（11-2）计算单桩竖向承载里标准值，最后由试（11-3）计算桩长L。

（3）直接根据上结构对地基承载力要求，按试（11-2）求得fcu。然后根据fcu，从水泥土室内实验资料中求得相应于fcu的水泥掺入比。再将要求的地基承载力值代入试（11-3）求得桩长L。

11.2.2 粉喷桩复合地基承载力及置换率计算

水泥土桩复合地基的承载力一般是通过复合地基载荷实验确定，也可以通过承载力计算确定。根据力的平衡方程，承载力计算公式为

R fsp,kmk（1m）fs,k （11-4）

Ap式中：fsp,k—复合地基承载力标准值，kPa；

m—桩土面积置换率，%；

fs,k—桩间天然地基土承载力标准值，kPa；

—桩间土强度发挥系数，当桩端土为软土时，可取0.5~1.0，当桩 土为硬土时，可取0.1~0.4，当不考虑桩间土的作用时，可取0；

Rk—单桩竖向承载力标准值，可通过现场单桩荷载实验确定，也可按试（11-2）、（11-3）计算，取其中较小值确定。

试（11-4）中的值是反映桩间土力学性能发挥程度的一个参数，它与设计和施工有密切关系，是反映设计和施工水平的一个系数。它实际上反映了能否充分发挥桩间土承载力的技术水平，所以又可称它为桩间土承载力折减系数。 11.2.3桩距和桩数计算

复合地基的置换率m确定后，即可确定桩距d和总桩数N： 对于方形布置的桩：

d=(Ap/m)1/2 （11-5） NmA/Ap （11-6） 式中：A—需加固地基的总面积（m2）

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11.2.4粉喷桩复合地基的应力分担比

所谓复合地基应力分担比，即指复合地基受力时水泥搅拌桩所承担的荷载p与桩间土所分担的荷载s之比。

np/s （11-7）

研究复合地基应力分担比具有重要的意义，它是复合地基工作机理的一个重要反映。借助应力分担比n，我们可以了解复合地基的工作特性，并进行承载力和变形计算。

应力分担比应力水平β图11-1 复合地基应力分担比

如图11-1所示为复合地基应力分担比np/s与荷载水平β之间的关系。由图中可以发现复合地基应力分担比具有如下特点：

（1） 在荷载刚施加的开始阶段，荷载向刚度相对较大的水泥搅拌桩集中，应力分担比随荷载增加而增加；

（2）当荷载进一步增加时，水泥搅拌桩逐渐压缩，土体开始承受荷载，而桩上的部分荷载慢慢向土体转移，直至两者均达到极限受力状态。

桩土应力分担比有一最佳值，此时复合地基中桩与土的承载力能得到最充分的发挥。

目前已有人试用桩土应力分担比来确定复合地基承载力，但影响应力分担比的因素较多（荷载水平、地质条件、桩长、桩距、桩体刚度等），该工作尚处于摸索阶段。

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11.2.5桩的应力集中系数和桩间土应力减少系数

在复合地基的地表面有荷载时，因桩的压缩性比周围的土的压缩性小，桩上将会产生应力集中现象，各系数计算如下： 应力集中系数： μpn

1＋(n1)m（11-8）

应力减少系数： μs=

1 （11-9）

1＋(n1)mn为桩土应力比，按公式（11-7）计算。 14.2.6粉喷桩复合地基的变形模量

复合地基的变形模量是表征其承受荷载作用时抵抗变形的一个基本参数。复合地基变形模量原则上应由现场荷载实验确定。其理论计算式为

EcsmEp(1m)Es （11-10）

式中：Ecs、Ep、Es—分别为复合地基、搅拌桩桩体及天然地基的变形模量；

m—搅拌桩在复合地基中的置换率。

由此可知，复合地基的变形模量即为桩体模量与土体模量的面积加权平均值。 11.2.7粉喷桩复合地基稳定性分析

粉喷桩复合地基的稳定性分析应以总应力法为宜，可用下式计算其稳定安全系

数： FS(SijPj)PT （11-11）

式中：I,j—区分土条底面滑裂面是在地基土层内（AB）或在路堤填土内的分条编号，

即按地基滑裂面及路堤滑裂面而分别设定的土条编号； PT—各土条在滑弧切线方向的下滑力总和（kPa），

PWisiniM/R) （11-12） TWisini(

Si—地基内滑弧AB上的抗剪力，kPa，

SiWicositanqicqiLi （11-13）

Sj—地基内滑弧BC上的抗剪力，kPa，

SjWjcosjtanqjcqjLj （11-14）

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W—滑裂体某一土条的总重力，kPa，

α—土条底部滑裂面与水平面的夹角，° L—土条底部滑弧长，m； R—滑裂面半径，m；

cqi,qi—当第i土条的滑裂面处于地基内时（AB弧），分别是该土条所在复合地基的内聚力cps（kPa）和内摩擦角qi()；

cqj,qj—当第j土条的滑裂面在路堤填料内时（BC弧），分别是该土条滑裂面所在路堤填料的内聚力c(kPa)和内摩擦角qj()；

Pj—当第j土条的滑裂面在路堤填料内时，若该土条滑裂面与设置的土工织

物相交，则为该层土工织物每延米宽（沿路线方向）的设计拉力，kPa；

M—其它外力（如地震力等），kpa。 对于粉喷桩组成的复合地基，上式中复合地基的强度指标cps和ps可以参照振冲碎石桩复合地基的实验方法获取。

图11-2 稳定性分析示意图

如果没有现场大型剪切指标，也可用Priebe(1978)提出的复合地基抗剪强度指标。计算方法如下：

cpswcp(1w)cs （11-15）

tanpswtanp(1w)tans （11-16）

式中:cp—水泥土桩的内聚力，kPa；

63

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cs—桩间土的内聚力，kPa； p—水泥土桩的摩擦角，°； s—桩间土的摩擦角，°；

cps—水泥土桩复合地基的内聚力，kPa；

ps—水泥土桩复合地基的摩擦角，°；

W—参数，

mn （11-17）

1(n1)mmμp式中：n—桩土应力分配比； m—面积置换率。 11.2.8粉喷桩复合地基沉降计算

在各类实用计算方法中，通常把复合地基沉降量分为两部分—复合地基加固区压缩量和下卧层压缩量，如图11-3所示。图中h为复合地基加固区厚度，Z为荷载作用下地基压缩层厚度，复合地基加固区的压缩量记为s1,地基压缩层厚度内加固区下卧层厚度为（Z-h），其压缩量记为s2。于是，在荷载作用下复合地基的总沉降量s可表示为这两部分之和，即

S=S1+S2 （11-18）

荷载复合地基加固区加固区下卧层

图11-3 复合地基沉降计算示意图

64

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若复合地基设置有垫层，通常认为垫层压缩量很小，可以忽略不计。 至今提出的复合地基沉降实用计算方法中，对下卧层压缩量S2大都采用分层总和法计算，而对加固区范围内土层的压缩量S1则针对各类复合地基的特点采用一种或几种计算方法计算。

（1）加固区土层压缩量S1的计算方法：复合模量法（Ecs法）

将复合地基加固区中增强体和基本体两部分视为一复合土体，采用复合压缩模量Ecs来评价复合土体的压缩性，并采用分层总和法计算加固区土层压缩量。在复合模量法中，将加固区土层分成n层，每层复合土体的复合压缩模量为Ecsi，加固区土层压缩量S1的表达式为

S11npiEcsiHi （11-19）

式中：pi—第i层复合土上附加应力增量； Hi—第i层复合土层的厚度。

竖向增强体复合地基复合土压缩模量Ecs通常采用面积加权平均法计算，即

EcsmEp(1m s （11-20） )E式中：Ep—桩体压缩模量； Es—桩间土压缩模量； m—复合地基置换率。

(2)下卧层土层压缩量s2的计算方法

下卧层土层压缩量s2的计算常采用分层总和法计算，即

nn(pp)e1ie2ii2i1iHiHipiHi （14-21） S2i11ei1(1ei)i1Esi1in式中： e1i—根据第i层的自重应力平均值得到的相应孔隙比；

cic(i1)2（即p1i）从土的压缩曲线上

ci、c(i1)—分别为第i分层土层底面处和顶面处的自重应力；

e2i—根据第i分层自重应力平均值

cic(i1)2与附加应力平均值

65

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ziz(i1)2之和（即p2i），从土的压缩曲线上得到相应的孔隙比；

zi、z(i1)—分别为第i层土层底面处和顶面处的附加应力；

Hi—第i层土的厚度；

i—第i层土的压缩系数；

Esi—第i层土的压缩模量。

在计算下卧层压缩模量S2时，作用在下卧层上的荷载是比较难以精确计算的。目前在工程应用上，常采用压力扩散法，如图11-4：

荷载复合地基加固区加固区下卧层 图11-4 应力扩散法计算图

若复合地基基底压应力为P0，基底处土的自重压力为Pc，复合地基加固区压力扩散角为β（可按表11-1采用），则作用在下卧土层上的荷载pz可用下式计算：

pzbD(P0Pc) （11-22）

(b2htan（)D2htan）式中： P0—基底压应力（KPa）；

Pc—基底处土的自重压力（KPa）； b—复合地基上荷载作用宽度； D—复合地基上荷载作用长度； h—复合地基加固区厚度。

对平面应变情况，式（11-22）可改写为

66

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pzb(P0Pc) （11-23）

(b2htan)式（11-22）和式（11-23）同双层地基中压力扩散法计算第二层土上的附加荷载计算式形式相同，但注意，复合地基中压力扩散角与双层地基中压力扩散角数值是不相同的。

表11-1 地基压力扩散角β值

h/b 0.25 0.5 Es1/Es2 3 6 10 6 10 20 23 25 30 (若h/b<0.25，则β=0；若h/b>0.5。则β不变)

11.2.9复合地基下卧层强度验算

当复合地基中桩体置换率较大，且桩端下卧层依然处于软土层中时，应将复合地基视作一假想实体基础，验算其下卧层的强度。

根据上述思路，复合地基下卧层强度可按下式验算（见图11-5）  R（SAA1）RspA

Af G

RsA1

图11-5 复合地基下卧层强度验算

67 中南大学毕业设计

f=

fsp,kAGqsASfak(AA1)A1＜fa （11-24）

式中：fsp,k—搅拌桩复合地基承载力标准值（kPa）； A—基础（承台）总面积（m2）； G—假想实体基础自重（kN）； AS—假想基础实体侧面积（m2）；

qs—假想实体基础侧壁上的平均摩阻力标准值（kPa）； fak—假想实体基础边缘软土的承载力标准值（kPa）； A1—假想实体基础的底面积（m2）；

fa—假想实体基础底面经深度修正后的地基承载力标准值（kPa）。 14.3 粉喷桩设计与计算

14.3.1桥梁过渡段设计 1、初选桩长：

本段里程为K2099+899.95～K2099+930，长30米，宽取平均值33米，基底外可不设桩保护。

按地基土对桩的支承力与按桩身强度所确定的承载力相近的原则，通常使后者的的值略大于前者较安全和经济。分析地质情况，初选桩长为9m，桩径为0.5m，下端深入粉质黏土层1.5m。 2、确定单桩承载力

由土层摩阻力计算单桩容许承载力

Ra=upqi1nsi(li)+αqpAP

Up =1.57m， qs1=12kPa， qs2=13kPa，

l1=7.5m， l2=1.5m， α取0.5， qp=180kPa 代入数值得：

Ra=1.57×（12×7.5+13×1.5）+0.5×180×0.2 =190KN

由桩身强度确定的单桩容许承载力

Rk =fcuAp

68

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取0.3， 水泥掺合比取为15%，fcu=1.8MPa,

Ap=0.2m2

代入数值得：

Ra=0.3×1.8×103×0.2=108KN 取两者之小值得： Ra=108KN 3、复合地基承载力及置换率计算

本段路堤高h=6.74m，路堤土平均重度为20KN/m3 查表得：荷载换算土柱高h'=2.7m，

∴ P0=(h+ h')r=(6.74+2.7)×20.0=188.8kPa 取P0=190kPa fsp,k=mRa+β（1－m）fs,k Ap复合地基承载力fsp,k=P0=90KN fs,k=

7.53001.5180=280KN

9 Ra=108KN, AP=1.2m2，β=0.4 代入公式可得： m=18.2% 4、 桩数和桩距的计算： 桩根数N=

mA0.1823033==901

0.2 Ap 总桩长=901×9=8109m

0.22采用方形布置形式 ， d=()=()=1.05m

m0.182Ap

1

2

15、计算桩的应力集中系数和桩间土应力减少系数

108σp 桩土应力比 n===0.2=4.82

σsfs,kβ2800.4 μpn4.82=2.84

1＋(n1)m1（4.821）0.182RaAp69

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μs=

11==0.59

1＋(n1)m13.820.1826、复合地基稳定性分析与计算

本段稳定性分析的控制截面为K2099+920截面，复合地基的稳定性计算采用专业计算软件，计算的信息与结果如下：

计算项目： 倾斜土层土坡稳定计算 1

（1）计算简图：

图11-6 稳定性分析计示意图

（2）控制参数:

采用规范: 通用方法 计算目标: 安全系数计算

安全系数计算目标: 圆弧滑动法 不考虑地震 （3）坡面信息：

表11-2 坡面信息表

坡面线号 1 2 水平投影（m) 9.705 13.6 竖直投影（m） 6.47 0 超载数 0 1 超载1 距离0.500(m) 宽3.200(m) 荷载(58.90--58.90kPa) 270.00(度)

（4）土层信息:

70

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表11-3 上部土层信息表

层定位深号 度（m) 1 2 3 4

重度(kN/m3) 18.5 20.0 20.0 20.0 0.50 3.77 6.07 6.47 饱和重度(kN/m3) 18.50 20.00 20.09 20.09 黏聚力 (kPa) 0 10 0 0 内摩擦角(度) 33 25 40 40 倾角全孔压（度） 系数 1 0 0 0 —— —— —— —— 表11-4 下部土层信息表

层定位深号 度（m) 1 2 3 4

重度(kN/m3) 21.50 19.00 18.62 18.82 7.2 9.0 24.5 35.0 饱和重度(kN/m3) 22.0 19.7 19.4 19.7 黏聚力( (kPa)) 14.56 35.00 27.00 32.00 内摩擦角(度) 39 21 18 19 倾角全孔压（度） 系数 1 1 1 1 —— —— —— —— （5）水面信息： 采用总应力法 不考虑渗透力作用

不考虑边坡外侧静水压力

水面线段数 1 水面线起始点坐标: (-4.600,-0.680)

表11-5 水面信息表

水面线号 1

水平投影（m) 42.80 竖直投影（m) -0.47 （6）筋带信息： 采用土工布 筋带道数: 2 筋带计算方法:

筋带力作用于筋带方向

表11-6 筋带信息表

筋带号 1 2

距地面高度（m) 0.0 0.5 水平间距（m) 总长度（m) 倾角（度） 材料抗拉力（KN） 1.0 1.0 25 25 1 1 50 50 （7）计算条件：

71

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圆弧稳定分析方法: 瑞典条分法

土条重切向分力与滑动方向反向时: 当下滑力对待 稳定计算目标: 自动搜索最危险滑裂面 条分法的土条宽度: 0.500(m) 搜索时的圆心步长: 0.500(m) 搜索时的半径步长: 0.500(m) （8）计算结果:

最不利滑动面:

滑动圆心 = (3.326,10.352)(m) 滑动半径 = 9.893(m) 滑动安全系数 = 1.203

11-7 稳定性分析计算结果一览表 条实地震渗透附加起始x终止x重浮力力力力（m） （KN) α（度） （KN) （KN) （KN) (KN) X(KN) 1.077 1.586 -11.630 2.26 0.00 0.00 0.00 0.00 1.586 2.094 -8.637 6.63 0.00 0.00 0.00 0.00 2.094 2.603 -5.668 10.73 0.00 0.00 0.00 0.00 2.603 3.112 -2.714 14.56 0.00 0.00 0.00 0.00 3.112 3.620 0.234 18.13 0.00 0.00 0.00 0.00 3.620 4.129 3.183 21.42 0.00 0.00 0.00 0.00 4.129 4.638 6.137 24.45 0.00 0.00 0.00 0.00 4.638 5.146 9.110 27.21 0.00 0.00 0.00 0.00 5.146 5.655 12.108 29.69 0.00 0.00 0.00 0.00 5.655 6.230 15.338 36.19 0.00 0.00 0.00 0.00 6.230 6.805 18.823 38.58 0.00 0.00 0.00 0.00 6.805 7.380 22.381 40.52 0.00 0.00 0.00 0.00 7.380 7.955 26.033 41.97 0.00 0.00 0.00 0.00 7.955 8.530 29.802 42.88 0.00 0.00 0.00 0.00 8.530 9.105 33.719 43.21 0.00 0.00 0.00 0.00 9.105 9.705 37.916 44.70 0.00 0.00 0.00 0.00 9.705 10.208 42.088 34.86 0.00 0.00 0.00 0.00 10.208 10.711 46.148 29.93 0.00 0.00 0.00 0.00 10.711 11.222 50.568 24.52 0.00 0.00 0.00 0.00 11.220 11.733 55.489 17.50 0.00 0.00 0.00 0.00 11.733 12.244 61.123 8.89 0.00 0.00 0.00 0.00 12.244 12.425 65.593 0.73 0.00 0.00 0.00 0.00 总的下滑力 = 332.197(kN) 总的抗滑力 = 399.507(kN) 土体部分下滑力 = 332.197(kN) 土体部分抗滑力 = 399.507(kN) 筋带的抗滑力 = 0.000(kN)

72

附加力Y(KN) 0.00 0.00 0.00 0.00 0.00 0.00 0.00 0.00 0.00 0.00 0.00 0.00 0.00 0.00 0.00 0.00 0.19 29.64 30.09 30.09 30.09 10.68 下滑力(KN) -0.46 -1.00 -1.06 -0.69 0.07 1.19 2.61 4.31 6.23 9.57 12.45 15.43 18.42 21.31 23.99 27.47 23.49 42.96 42.18 39.21 34.13 10.38 抗滑力(KN) 6.23 8.20 10.09 11.88 13.54 15.07 16.45 17.68 18.74 22.24 23.10 23.69 23.99 23.98 23.68 24.05 18.91 26.52 29.10 22.62 15.79 3.95 中南大学毕业设计

6、沉降计算

（1）加固前地基沉降量计算

采用分层总和法，地基土较硬，当原存压力qz≥5σz时，所对应的深度当作压缩底层，分层厚度为2.5m，计算如下表：

表11-8 理论沉降量计算值

层深度分层厚自重应力号 （m） 度（m） （KPa） 0 1 2 3 4 5 6 附加应力（KPa） 190.00 190.00 平均附加应力△P（KPa） 190.00 189.50 分层沉降量（m） 0.019 0.019 0.019 0.0737 0.0718 0.0695 0.0667 合计（cm） 76.4 0.00 2.50 2.50 2.50 0.00 50.23 100.46 5.00 2.50 7.50 2.50 10.00 2.50 12.50 2.50 15.00 2.50 189.00 187.70 186.40 184.60 182.80 180.50 178.20 175.30 172.30 168.80 150.69 197.24 243.79 290.34 7 17.50 2.50 336.89 165.30 162.10 0.0640 8 20.00 2.50 383.44 158.80 156.30 0.0667 9 22.50 2.50 430.49 153.70 150.00 0.0637 10 25.00 2.50 477.54 146.30 143.20 0.0610 11 27.50 2.50 524.59 140.20 138.00 0.0591 12 30.00 2.50 571.64 135.70 133.00 0.0566 13 32.50 2.50 618.69 130.20 127.70 0.0545 14 35.00 665.74 125.20 73

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（2）桩身压缩量S1计算（复合模量法）

S1计算采用复合模量法 EcsmEps(1m)Ess 桩身压缩模量Ep=(100～120)fcu ，取200MPa

Ecs1=0.182×200+0.818×25=56.9MPa Ecs2Ecs3Ecs156.9MPa

Ecs40.182×200＋0.818×6.2 = 41.5MPa ∴S1==(σsiHi Ei1csin190189.5187.7184.62.5＋2.5＋2.5＋1.5）103 56.956.956.941.5=0.032m

（3）下卧层沉降量S2计算（压力扩散法）

Pzb(P0Pc) b=33m , P0190KPa , Pc=0， h=9m

b2htan Es1EspmEp(1m)Es Es

257.5＋6.21.521.9MPa, EP=200MPa

9代入得 Esp=54.3MPa

Es2Es下卧层6.211＋5.7415＝5.93MPa

26∴

Es1h90.273 9.1， b33Es2查表11-1得：β=19° 33(1900)160KPa ∴ Pz3329tan19下卧层沉降量计算见表11-9：

74

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表11-9 下卧层沉降量计算

层深度分层厚自重应力号 （m） 度（m） （KPa） 0 1 2 3 4 5 6 7 8 9 10 11 0.00 1.00 2.50 3.50 2.50 6.00 2.50 8.50 2.50 11.0 2.50 13.50 2.50 16.00 2.50 18.50 2.50 21.00 2.50 23.50 2.50 26.00 665.74 618.69 571.64 524.59 477.54 430.49 383.44 336.89 290.34 243.79 1.00 178.36 197.24 附加应力（KPa） 160.00 160.00 平均附加应力△P（KPa） 160.00 159.90 分层沉降量（m） 0.0258 0.0645 0.0642 0.0636 0.0626 0.0661 00642 0.0622 0.0601 0.0578 合计（cm） 64.7 159.70 159.30 158.90 157.80 156.60 155.20 153.70 151.70 149.70 147.50 145.20 142.80 140.40 137.90 135.30 132.80 130.20 127.80 125.40 0.0557 注:下卧层顶面定位深度以0m计

由上表得下卧层沉降量为0.647m。 (4) 总沉降量计算

总沉降量S=S1S20.0320.6470.679m 7、下卧层强度验算： f=

fspkAGqsASfak(AA1)A1＜fa

75

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fspk190KPa， AA13330990m2

取实体基础平均应力集度为22KNm，则G=33×22×9×30=196020KN qs127.5131.512.2KPa, As(339309）21134m2

93代入得f374kPa 又 fafkηdr0(d0.5)

d为深度修正系数，查资料取为2.2

0为基底以上土的加权重度，取22KN/m。

3

（90.5）∴ fa=1802.222

=591.4 kPa

∴f＜fa ， 下卧层强度足够。

14.3.2一般路堤段设计与计算 1、初选桩长

本段里程为K2099+930—K2099+965,处理范围为L×B=35m×32m，卵石土厚度平均为7m，粉质黏土平均为厚为28m，初选桩长L=8m，深入粉质黏土层1m。 2、单桩承载力计算

由土层摩阻力计算单桩容许承载力

Ra=upqi1nsi(li)+αqpAP

Up =1.57m， qs1=12kPa， qs2=13kPa，

l1=7.0m， l2=1.0m， α取0.5， qp=180kPa 代入数值得：

Ra=1.57×（12×7.0+13×1.0）+0.5×180×0.2 =170.3KN

由桩身强度确定的单桩容许承载力

Rk =fcuAp

取0.3， 水泥掺合比取为15%， fcu=1.8MPa,

76

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Ap=0.2m2

代入数值得：

Ra=0.3×1.8×103×0.2=108KN 取两者之小值得： Ra=108KN 3、复合地基承载力与置换率计算

本段路堤高6.35m,路堤填土重度取为20KN/m3,上部荷载换算土柱为2.7m。 ∴fsp,khrhr6.35202.720181kPa fs,k30071801285kPa

8fsp,kmR（1m）fs,k Ap1080.4(1-m)285 0.2∴ 181m得：m15.7% 4、桩数与桩距计算 NmA0.1573532879 Ap0.212总桩长=879×8=7032 m

d(AP/m)1.13

5、计算桩的应力集中系数和桩间土应力减少系数

nps108/0.24.74

2850.4upn3.0

1(n1)m10.63

1(n1)mus6、路基稳定性分析与计算

计算项目： 倾斜土层土坡稳定计算2

（1）计算简图：

77

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图11-7 稳定性分析示意图

（2）控制参数:

采用规范: 通用方法 计算目标: 安全系数计算

安全系数计算目标: 圆弧滑动法

不考虑地震 （3）坡面信息：

表11-10 坡面信息表

坡面线号 1 2

水平投影（m) 9.48 13.60 竖直投影（m） 6.32 0.00 超载数 0 1 超载1 距离0.500(m) 宽3.200(m) 荷载(58.90--58.90kPa) 270.00(度)

表11-11 上部土层信息表

层定位深号 度（m) 1 2 3 4 0.50 3.62 5.92 6.32 重度饱和重度(kN/m3) (kN/m3) 18.5 18.5 20.0 20.00 20.0 20.0 20.0 20.0

黏聚力 (kPa) 0 10 0 0 内摩擦角(度) 33 25 40 40 倾角全孔压（度） 系数 1 0 0 0 —— —— —— —— 表11-12 下部土层信息表

层定位深重度号 度（m) (kN/m3) 1 2 3 4

6.9 8.0 32.0 35.0 21.5 19.0 18.62 18.82 饱和重度(kN/m3) 22.0 19.7 19.4 19.7 黏聚力( (kPa)) 14.56 35.00 27.00 32.00 内摩擦倾角全孔压角(度) （度） 系数 39 21 18 19 1 1 1 1 —— —— —— —— 78

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（3）水面信息] 采用总应力法

不考虑渗透力作用

不考虑边坡外侧静水压力

水面线段数 1 水面线起始点坐标: (-4.700,-0.680)

表11-13 水面信息表 水面线号 1

（4）筋带信息: 采用土工布 筋带道数: 2 筋带计算方法:

水平投影（m) 42.20 竖直投影（m) -0.470 筋带力作用于筋带方向

表11-14 筋带信息表

筋带号 1 2 距地面高度（m) 0 0.5 水平间距（m) 1 1 总长度（m) 倾角（度） 材料抗拉力（KN） 25 25 1 1 50 50 （5）计算条件：

圆弧稳定分析方法: 瑞典条分法

土条重切向分力与滑动方向反向时: 当下滑力对待 稳定计算目标: 自动搜索最危险滑裂面 条分法的土条宽度: 0.500(m) 搜索时的圆心步长: 0.500(m) 搜索时的半径步长: 0.500(m) （6）计算结果: 最不利滑动面:

滑动圆心 = (3.725,9.288)(m) 滑动半径 = 8.837(m) 滑动安全系数 = 1.208

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表11-15 稳定性分析与计算一览表

起始x终止x（m） （KN) 1.220 1.746 1.746 2.273 2.273 2.799 2.799 3.325 3.325 3.851 3.851 4.378 4.378 4.904 4.904 5.430 5.430 6.005 6.005 6.580 6.580 7.155 7.155 7.730 7.730 8.305 8.305 8.880 8.880 9.4800 9.480 9.992 9.992 10.505 11.2010.505 11.200 11.89条实重（KNα（度） ) -14.692.57 4 -11.197.54 3 12.1-7.733 6 16.4-4.302 3 20.3-0.886 8 23.92.527 9 27.25.949 7 30.29.392 2 35.913.032 8 38.616.892 4 40.820.832 1 42.424.878 4 43.429.062 9 43.933.424 0 45.438.120 2 35.942.863 9 30.647.580 7 31.053.759 4 62.276 14.9浮力（KN) 地震力（KN) 0.00 0.00 0.00 0.00 0.00 0.00 0.00 0.00 0.00 0.00 0.00 0.00 0.00 0.00 0.00 0.00 0.00 0.00 0.00 0.00 0.00 0.00 0.00 0.00 0.00 0.00 0.00 0.00 0.00 0.00 0.00 0.00 0.00 0.00 0.00 0.00 0.00 0.00 80

渗透力(KN) 0.00 0.00 0.00 0.00 0.00 0.00 0.00 0.00 0.00 0.00 0.00 0.00 0.00 0.00 0.00 0.00 0.00 0.00 0.0附加力X(KN) 附加力Y(KN) 0.00 0.00 0.00 0.00 0.00 0.00 0.00 0.00 0.00 0.00 下滑力(KN) -0.65 -1.46 -1.64 -1.23 -0.32 抗滑力(KN) 6.60 8.81 10.93 12.92 14.77 16.44 17.94 19.24 22.25 23.25 23.94 24.29 24.31 23.98 24.3 19.55 26.75 35.71 21.80.00 0.00 1.06 0.00 0.00 2.83 0.00 0.00 4.93 0.00 0.00 8.11 0.00 0.00 0.00 0.00 0.00 0.00 0.00 0.00 0.00 0.00 0.00 0.00 0.00 0.73 30.18 40.90.00 4 0.00 40.90.00 11.23 14.51 17.85 21.13 24.18 28.04 24.98 44.92 58.05 49.5中南大学毕业设计

0 11.895

5 12.049 0 0.068.942 0.62 0.00 0.00 0 8 4 0 3 0.00 9.05 9.02 2.91 总的下滑力 = 315.044(kN) 总的抗滑力 = 380.714(kN)

土体部分下滑力 = 315.044(kN) 土体部分抗滑力 = 380.714(kN) 筋带的抗滑力 = 0.000(kN) 7、沉降计算

（1）加固前理论沉降量计算

粉质黏土层厚度28m，下部为页岩，土体分层为3.5m一层，计算如表11-16：

表11-16 理论沉降量计算

平均附压缩模分层分层层深度自重应附加应加应力量合计厚度沉降号 （m） 力（KPa） 力（KPa） △PEs0.1-0.2 （mm） （m） 量（m） （KPa） (MPa) 0 0.00 0 181.00 3.50 180.30 25.00 0.0252 1 3.50 70.32 179.50 3.50 179.10 25.00 0.0251 2 7.00 140.63 178.60 3.50 176.50 6.20 0.0247 3 10.50 205.80 174.40 3.50 171.30 6.20 0.0967 4 14.00 270.97 168.10 3.50 164.50 6.20 0.0929 5 17.50 336.14 160.90 3.50 157.30 6.20 0.0888 6 21.00 401.31 153.60 665 3.50 149.50 6.20 0.0844 7 24.50 466.48 145.40 3.50 141.60 6.20 0.0799 81

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8 9 28.00 3.50 31.50 3.50 596.82 661.99 130.20 122.50 126.40 6.20 0.0714 531.65 137.70 134.00 6.20 0.0756 10 35.00 (2) 桩身压缩量S1的计算

Es10.1572000.8432552.48MPa Es20.1572000.8436.236.63MPa

si180.3179.1176.5SH(3.53.51) 333∴ 1E52.481052.481036.6310i1sin0.029m(3) 下卧层沉降量计算

PZb(p0pc)

b2htanEs1EspmEp(1m)Es

Es25716.222.65MPa , m=0.157 , Ep200MPa

8∴Es150.5MPa Es26.2(281)3.55.746.15MPa

30.5∴Es1/Es28.2 h/b=8/32=0.25 查表11-1得：15

∴PZ32(1810)160kPa 3228tan15软弱下卧层按3.5m分层，第8层为2.5m，计算如下表：

表14-5 下卧层沉降量计算

深度层号 （m） 分层平均附加自重应附加应厚度应力△P力（KPa） 力（KPa） （m） （KPa） 82

压缩模量Es0.1-0.2 分层沉降量（m） 合计（mm） 中南大学毕业设计

(MPa) 0 1 2 3 4 5 6 0.00 3.50 3.50 3.50 159.25 224.42 289.59 160.00 160.00 160.00 159.20 6.2 6.2 6.2 6.2 6.2 6.2 6.2 0.0900 0.0900 0.0885 0.0862 0.0831 0.0796 0.0758 645 7.00 3.50 10.50 3.50 14.00 3.50 17.50 3.50 21.00 3.50 158.40 156.80 155.10 152.70 150.20 147.20 144.20 1401.90 137.50 134.10 354.76 419.93 485.10 550.27 7 24.50 2.50 615.44 130.70 128.40 6.2 0.0518 8 27.50 661.99 126.00 注:下卧层顶面定位深度以0m计

∴ S2Si0.645m

i19 (4)总沉降量计算

SS1S20.0290.6450.674m 7、下卧层强度验算 ffsp,kAGqsAsfak(AA1)A1fa

02 fsp,k181kPa AA13532112mG=35×32×22×8=197120kN ， qs12713112.13kPa

8As358232821072m2

fafkd(d0.5)1802.222(80.5)543kPa算得：f345.4kPafa ∴ 下卧层承载力满足要求

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14.4 粉喷桩复合地基的施工工艺

粉喷桩施工是通过专用的深层粉体喷射搅拌机,将粉状加固料如水泥、石灰粉,用压缩空气喷入地基深部,凭借搅拌机的回转钻头叶片使加固料与原位软土混合,就地搅拌形成具有整体性、水稳性及一定强度的桩体,桩体中的加固料与软土产生一系列物理化学反应,使软土硬结,从而使桩体与桩间土一起组成复合地基,起到加固地基的作用。

粉喷桩的施工工艺包括施工机械和施工方法两个部分。由于粉喷桩的施工特点,如成桩速度快,又要求不同的提升和旋转速度来满足不同的桩身强度的要求,因此,对钻机移位的灵活性和速度的可变性又较高要求。

粉喷水泥搅拌法施工工艺

(1)放样定位及深层搅拌机械定位。当地面不平时,应使起吊设备保持水平。根据设计要求,布好深搅桩位,拟定施工线路,将搅拌机移位至施工桩位处后定位,桩位误差不得大于50mm.

(2)调平钻机平台,使钻机钻杆垂直度误差不大于1%。

(3)开机搅拌。调节钻机档位,逐级加速,将顺转钻进至设计深度；如遇硬土难以钻进时,可以降档钻进,放慢速度。

(4)粉体材料及掺入量。作为粉体材料的水泥宜选用425号普通硅酸盐水泥,其掺入量常为180～240kg/m3。

（5）提升钻杆喷粉搅拌。用反转法边搅拌边提升边喷粉。按0.5m/min速度提升，提升到设计停灰面时，应慢速原地搅拌2～3min。

（6）重复搅拌。为保证粉体充分搅拌均匀，须将搅拌头再次下沉搅拌到设计深度，再提升搅拌，速度控制在0.3～0.5m/min。 14.5 质量控制和效果检验

粉喷桩时水泥与地基土的搅拌产物，天然地基土的性质、水泥剂量、搅拌机械性能与工艺等几方面将综合影响成桩质量，控制粉喷桩的质量关键在于确保每跟桩都有足够的喷粉量以及喷粉与搅拌的均匀程度。质量检验应贯穿于设计和施工的全过程，并应坚持采用全面质量控制和施工监理。各施工标段承包人必须对粉喷桩质量、进度负责，每台钻机必须有专人操作。同时施工过程中必须随时检查施工记录和计量记录，并对照设计规定的施工工艺对工程桩进行质量评定。检查重点应包括固化剂的质量和用量、桩长、制桩过程中有无断桩、桩体均匀程度、搅拌的转速、提升时间、复搅次数和长度、补桩和补搅等。

一、施工过程中的质量控制

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施工过程中的质量控制主要包括施工使用材料的质量控制和施工的质量控制。

（1）施工前应检查水泥及外掺剂的质量、桩位、搅拌机工作性能及各种计量设备完好程度。

（2）施工记录应反应每根桩施工全过程的真实情况，应按规范填写,做到详尽、完善、真实并及时汇总分析；凡是需要了解的施工问题，几乎都从施工记录中找到答案。

（3）施工中应检查机头提升速度、水泥注入量、搅拌桩的长度及标高。 同时施工过程中，应严格控制喷粉和停粉时间，每根桩开钻后应连续作业，不得中断喷粉，以确保喷粉连续性，严禁在尚未喷粉的情况下进行钻杆的提升作业。随时检查施工记录，确保水泥喷量达到设计要求。

二、成桩后质量检验

成桩后质量检验的方式有外观检查、室内试验和现场检验等。 1.外观开挖检查

施工成桩7天后，进行人工开挖，开挖深度不小于1m，并对搅拌桩头小心清理，观察桩顶质量、粉喷桩搅拌均匀程度、桩位、桩径、桩数等是否符合设计要求；按径高比为1，取桩体进行无侧限抗压强度试验，检查桩体水泥土胶结坚硬程度。

2．室内试验

①在开挖出来的柱体上切取试样，在保持养护的条件送实验室进行立方体强度和无侧限抗压强度试验，试验结果应满足设计要求。

②对切取的试件进行压缩试验，变形量应满足设计要求。

③开工前的试桩经养护后进行现场荷载试验，试验得到的桩体强度应满足设计要求。

3．钻孔检查

主要包括旋喷固节体的岩心、渗透实验和标准贯入度实验。 4. 其它非破坏性实验方法

包括电阻率法、同位素法、弹性波法等。这些方法尚不成熟，所得的结果一般需于其它方法对照验证，才能最后确定质量。

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结论

本设计中，通过利用所学的知识对基坑加固和软土路基处理分别进行了土钉墙设计和粉喷桩设计，得出以下结论：

1、土钉墙设计

（1）根据计算，在上层3.0m厚填土内设置土钉墙支护即可。

（2）基坑分成三个区进行设计，坡比分别为1：0.25、1：0.25和1：0.30。计算使用状态下土体侧压力，由此选定土钉参数，土钉直径为Φ20，钻孔直径为100mm，土钉倾角为10°，土钉竖向间距为1.2m，横向间距分别为1.5m、1.5m和1.2m，而土钉长度计算结果为上长下短，为施工方便统一选取，分别为6.0m、6.0m和9.0m。喷射混凝土面层厚100mm，钢筋网采用φ6@200×200。该工程共用钢筋12.513吨，C20混凝土75.31m3，M20注砂浆28.98m3。

（3）对土钉墙局部稳定性、内部整体稳定性和外部整体稳定性进行了验算，

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均满足要求。其中，内部稳定性验算采用简化算法，把最危险滑裂面当成平面，并用FORTRAN语言编程确定最危险滑裂面，再由此进行验算。

2、路基工点设计

（1）通过对路基边坡稳定性分析，发现边坡不是很稳定，采取浆砌片石骨架的加固措施；

（2）根据地形资料与现场工程概况，进行土石方计算，并选取正确的土石方调配方法；

（3）通过对路基土层沉降及下卧层的计算分析，综合地基资料，对该段路基进行粉喷桩处理，在桥梁过渡段选取桩长为9m，其它段选取桩长为8m。

由于个人对专业知识的掌握欠缺且设计时间较仓促，所以设计内容不够全面，很多理论还有待进一步完善。

结束语

三个多月的毕业设计一转眼就过去了，在张国祥老师的悉心指导下，我顺利地完成了设计，我的大学生涯也随之即将走向尾声。毕业设计不仅提高了自己综合运用所学理论知识分析解决实际问题的能力，也使自己对岩土方向有了更进一步的了解。

在设计的过程中，我遇到许多问题，如设计经验资料匮乏，设计过程不清晰，计算机语言的编程优化和算法的设计比较等，这些在张国祥老师的指导下都逐一得到了解决。最重要的是他对问题处理的整体优化的思想给我留下了很深的印象，开扩了我的思想。从他的言谈中也感受到他平易进人的性格和严谨的科学态度。老师的教诲使我受益终身！

在这里，我首先要感谢张国祥老师，对我在完成论文期间各个方面指导和帮助，

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没有他的汗水，我就不能顺利地完成毕业设计；同时感谢与我同组的同学，像战友班的兄弟，我们共同奋斗、拼搏，一起度过了大学最后的时光，一起撒下辛勤的汗水。

当四年的大学生涯就要用这样一本文字和几张图纸来结束时，我在内心深处百感交集。匆匆走过了人生中的最重要的一部分,还来不及回味经历的挫折和痛苦，就要在电脑前打上最后一个字符。一切都那么突然而又自然，曾经所有的奋斗和拼搏，成功与失败，都将随着大学生活的结束成为往事。

过去的只能证明过去，并不代表明天。 所有的一切，都将翻开新的一页！

参考文献

[1] 尉希成，周美玲·支挡结构设计手册·北京：中国建筑工业出版社，2004年6月

[2] 赵志缙，应惠清·简明深基坑工程设计施工手册·北京：中国建筑工业出版社，2000年4月 [3] 陈忠汉，黄书秩，程丽萍·深基坑工程·北京：机械工业出版社，1999年10月 [4] 刘成宇·土力学·北京：中国铁道出版社，2002年8月

[5] 袁锦根，余志武·混凝土结构设计基本原理·北京：中国铁道出版社，2003 [6] 程良奎，杨志银·喷射混凝土与土钉墙·北京：中国建筑工业出版社，1999年4月 [7] 陈肇元，崔京浩·土钉支护在基坑工程中的应用·北京：中国建筑工业出版社，2000 [8] 吴邦颖·路基工程·成都：西南交通大学出版社，1989年11月 [9] 李亮，魏丽敏·基础工程·长沙：中南大学出版社，2003

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[10] 王星华·地基处理与加固·长沙：中南大学出版社，2002

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附录1 外文翻译原文

3.2

Elastic models

3.2.1

Anisotropy

An isotropic material has the same properties in all directions—we cannot dis-tinguish any one direction from any other. Samples taken out of the ground with any orientation would behave identically. However, we know that soils have been deposited in some way—for example, sedimentary soils will know about the vertical direction of gravitational deposition. There may in addition be seasonal variations in the rate of deposition so that the soil contains more or less marked layers of slightly different grain size and/or plasticity. The scale of layering may be suffciently small that we do not wish to try to distinguish separate materials, but the layering together with the directional deposition may nevertheless be suffcient to modify the properies of the soil in different directions—in other words to cause it to be anisotropic.

We can write the stiffness relationship between elastic strain increment e and stress increment  compactly as

De (3.36)

whereDis the stiffness matrix and henceD1is the compliance matrix. For a completely general anisotropic elastic material

abcdefijkbghchlmno1 (3.37) Ddimpqrejnqstfkortuwhereeachlettera,b,... is,inprinciple,anindependentelasticpropertyandthe necessary

symmetry of the sti?ness matrix for the elastic material has reduced the maximum number of independent properties to 21. As soon as there are material symmetries then the number of independent elastic properties falls (Crampin, 1981).

For example, for monoclinic symmetry (z symmetry plane) the compliance matrix has the form:

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abc00dbef00gcfh00i000jk0000kl0dgi (3.38) 00m

D1and has thirteen elastic constants. Orthorhombic symmetry (distinct x, y and z symmetry planes) gives nine constants:

abbdce1D0000000e000f000 (3.39)

0g0000h0000iwhereas cubic symmetry (identical x, y and z symmetry planes, together with

c00planes joining opposite sides of a cube) gives only three constants:

abb000bab000bba0001 (3.40) D000c000000c000000c

Figure 3.9: Independent modes of shearing for cross-anisotropic material

If we add the further requirement that c2(ab)and set a1/E and

bv/E，then we recover the isotropic elastic compliance matrix of (3.1).

Though it is obviously convenient if geotechnical materials have certain fabric symmetries which confer a reduction in the number of independent elastic properties,

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it has to be expected that in general materials which have been pushed around by tectonic forces, by ice, or by man will not possess any of these symmetries and, insofar as they have a domain of elastic response, we should expect to require the full 21 independent elastic properties. If we choose to model such materials as isotropic elastic or anisotropic elastic with certain restricting symmetries then we have to recognise that these are modelling decisions of which the soil or rock may be unaware.

However, many soils are deposited over areas of large lateral extent and symmetry of deposition is essentially vertical. All horizontal directions look the same but horizontal sti?ness is expected to be di?erent from vertical stiffness. The form of the compliance matrix is now:

abc000bac000ccd000000e000000e0000 (3.41) 00fD1and we can write：

a1/Eh,bvhh/Eh,cvvh/Ev,d1/Ev,e1/Gvh和f2(ab)2(1vhh)/Eh:

1/Ehvhh/Ehv/E1Dvhv000vhh/Eh1/Ehvvh/Ev000vvh/Evvvh/Ev1/Eh0000001/Gvh0000001/Gvh000 (3.42) 0021vhh/Eh0

This is described as transverse isotropy or cross anisotropy with hexagonal symmetry. There are 5 independent elastic properties: EvandEhare Young’s moduli for

unconfined compression in the vertical and horizontal directions respectively; Gvhis the shear modulus for shearing in a vertical plane (Fig 3.9a).Poisson’s ratios Vhh and Vvh relate to the lateral strains that occur in the horizontal direction orthogonal to a horizontal direction of compression and a vertical direction of compression respectively (Fig 3.9c, b).

Testing of cross anisotropic soils in a triaxial apparatus with their axes of anisotropy aligned with the axes of the apparatus does not give us any possibility to

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discover Gvh1/E，since this would require controlled application of shear stresses to vertical and horizontal surfaces of the sample—and attendant rotation of principal axes. In fact we are able only to determine 3 of the 5 elastic properties. If we write (3.42) for radial and axial stresses and strains for a sample with its vertical axis of symmetry of anisotropy aligned with the axis of the triaxial apparatus, we find that：

a1/Evrvvh/Ev2vvh/Eva' (3.43) 1vhh/Evr'The compliance matrix is not symmetric because, in the context of the triaxial test, the strain increment and stress quantities are not properly work conjugate. We deduce that while we can separately determineEvand Vvhthe only other elastic property that we can discover is the composite stiffnessEh/(1Vhh).We are not able to separateEhand Vhh(Lings et al., 2000).

On the other hand, Graham and Houlsby (1983) have proposed a special form of

(3.41) or (3.42) which uses only 3 elastic properties but forces certain interdependencies among the 5 elastic properties for this cross anisotropic

material.

D11/2v/21v/E000v/21/2v/000v/v/10000000000021v/000021v/00021v2/ (3.44)

This is written in terms of a Young’s modulusEEv,the Young’s modulus for loading in the vertical direction, a Poisson’s ratio VVhh,together with a third parameter . The ratio of stiffness in horizontal and vertical directions is

Eh/Ev2and other linkages are forced：

vvhvhh/;GhvGhh/E/2(1v).

For our triaxial stress and strain quantities, the compliance matrix becomes:

93

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p3G1detJqJp' (3.45) Kq

Figure 3.10: Effect of cross-anisotropy on direction of undrained effective stress path

where

det3KGJ2 (3.46)

and the stiffness matrix is

p'KqJJp (3.47) 3Gq

where

1v4v22 (3.48) KE91v12v22v4v2 (3.49) GE61v12v1vv2 (3.50) JE31v12vThe stiffness and compliance matrices (written in terms of correctly chosen work conjugate strain increment and stress quantities) are still symmetric—the material is still elastic—but the non-zero off-diagonal terms tell us that there is now coupling between volumetric and distortional effects. There will be volumetric strain when we apply purely distortional stress, p'0,distortional strain during purely isotropic

94

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compression,

q0,and there will be change in mean effective stress in undrained tests,

p0.

In fact the slope of the effective stress path in an undrained test is, from (3.45),

p'J21vv2 (3.51) q3G322v4v2From our definition of pore pressure parameter a (§2.6.2) we find

p'J (3.52) q3G

Figure 3.11: Relationship between anisotropy parameter α and pore pressure

parameter a for different values of Poisson’s ratio  .



which will, in the presence of anisotropy, not be zero.

A first inspection of (3.51) merely suggests that there are limits on the pore pressure parameter of a = 2/3 and a = -1/3 for  very large（Eh＞＞Ev）and  very

small（Ev＞＞Eh）repectively (Fig 3.10), which in turn imply effective stress paths with constant axial effective stress and constant radial effective stress respectively. The link between a and α is actually slightly more subtle.In fact,for v0the relationship is not actually monotonic and the effective stress path direction overshoots the apparent limits (Fig 3.11). The deduction of a value of

(and henceEh/Ev2) from a is not very reliable when a is around -1/3 or 2/3 (recall

95

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the data presented in Figs 2.51 and 2.49, §2.5.4). For v0.5,a(12)/3(1) or

(13a)(3a2).These relationships satisfy the expected limits for 0 and but

there are singularities in the inversion of (3.51) for1 and v0.5.

3.2.2

Nonlinearity

We will probably expect that the dominant source of nonlinearity of stress:strain response will come from material plasticity—and we will go on to develop elasticplastic constitutive models in the next section. However, we also have an expectation that some of the truly elastic properties of soils will vary with stress level and this can be seen as a source of elastic nonlinearity. Our thoughts about elastic materials as conservative materials—the term ‘hyperelasticity’ is used to describe such materials—might make us a little cautious about plucking from the air arbitrary empirical functions for variation of moduli with stresses. For example, if we were to suppose that the bulk modulus of the soil varied with mean effective stress but that Poisson’s ratio (and hence the ratio of shear modulus to bulk modulus) were constant then we would find that in a closed stress cycle such as that shown in Fig 3.12 energy would be created (or lost) creating a perpetual motion machine in violation of the first law of thermodynamics—this would not be a conservative system. We need to find a strain energy (3.7) or complementary energy density (3.11) function which can be differentiated to give acceptable variation of moduli with stresses.

Figure 3.12: Cycle of stress changes which should give zero energy generated or

96

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dissipated for conservative material

Such a complementary energy function can be deduced from the nonlinear elastic model described by Boyce (1980):

211qn1 (3.53) Vp'n1K16Gp'When K1and G1 are reference values of bulk modulus and shear modulus and n is a

nonlinearity parameter. The compliance matrix can then be deduced by differentiation：

1n2n2n1pK6G1n1p'1nq3G11n3G1p' (3.54) 1q3G1Whereq/p'.There is again (as for the anisotropic model) coupling between volumetric and distortional effects. The stiffnesses are broadly proportional to p'1n. Because the compliances are now varying with stress ratio  the effective stress path implied for an undrained (purely distortional) loading is no longer straight. In fact, for a reference state p'p0,q0the effective stress path is

p'0n12 (3.55) p'where(1n)K1/6G1。Contours of constant volumetric strainp0 are shown in

Fig 3.13 for n0.2and Poisson’s ratiov0.3 implying K1/G12.17—values

typical for the road sub-base materials being tested by Boyce for their small strain, resilient elastic properties.

Similarly the path followed in a purely volumetric deformationq0 will

develop some change in distortional stress. For an initial state p'p0,qq0,the effective

stress path for such a test is

qp'0q0p'n1 (3.56)

97

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Contours of constant distortional strain are also shown in Fig 3.13 for n = 0.2.

Figure 3.13: Contours of constant volumetric strain (solid lines) and constant distortional strain (dotted lines) for nonlinear elastic model of Boyce (1980)

It is often proposed that the elastic volumetric stiffness—bulk modulus—of clays should be directly proportional to mean effective stress: Kp'/k.Integration of this

relationship shows that elastic unloading of clays produces a straight line response when plotted in a logarithmic compression plane(plnv:lnp')(Fig 3.14) where v is specific volume. But what assumption should we make about shear modulus? If we simply assume that Poisson’s ratio is constant, so that the ratio of shear modulus to bulk modulus is constant, then we will emerge with a non-conservative material (Zytynski et al., 1978). If we assume a constant value of shear modulus, independent of stress level, we will obtain a conservative material but may find that we have physically surprising values of implied Poisson’s ratio for certain high or low stress levels. Again we need to find a strain or complementary energy function that will give us the basic modulus variation that we desire.

Houlsby (1985) suggests that an acceptable strain energy function could be:

Up'rep/k32kq (3.57)

298

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Figure3.14: Linear logarithmic relationship between  and

with bulk modulus proportional to

p' for elastic material

p'

Incrementally this implies a stiffness matrix which, once again, contains off diagonal terms indicating coupling between volumetric and distortional elements of deformation:

1/kp'qp'/k/kp (3.58) /qqIt can be deduced that

3qq2 (3.59) p'13q2kso that contours of constant distortional strain are lines of constant stress ratio η(Fig 3.15). Constant volume (undrained) stress paths are found to be parabolae (Fig 3.15):

q26kpi'p'pi' (3.60) All parabolae in this family touch the line3k/2.

99

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Figure 3.15: Contours of constant volumetric strain (solid lines) and constant distortional strain (dotted lines) for nonlinear elastic model of Houlsby (1985)

The nonlinearity that has been introduced in these two models is still associated with an isotropic elasticity. The elastic properties vary with deformation but not with direction.

Although it tends to be assumed that nonlinearity in soils comes exclusively from soil plasticity—as will be discussed in the subsequent sections—we have seen that with care it may be possible to describe some elastic nonlinearity in a way which is thermodynamically acceptable. Equally, most elastic-plastic models will contain some element of elasticity—which may often be swamped by plastic deformations. It must be expected that the fabric variations which accompany any plastic shearing will themselves lead to changes in the elastic properties of the soil. The formulation of such variations of stiffness should in principle be based on the differentiation of some serendipitously discovered elastic strain energy density function in order that the elasticity should not violate the laws of thermodynamics. Evidently the development of strain energy functions which permit evolution of anisotropy of elastic stiffness is tricky. Many constitutive models adopt a pragmatic, hypoelastic approach and simply define the evolution of the moduli with stress state or with strain state without concern for the thermodynamic consequences. This may not provoke particular problems

100

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provided the stress paths or strain paths to which soil elements are subjected are not very repeatedly cyclic.

3.2.3

Heterogeneity

Anisotropy and nonlinearity are both possible departures from the simple assumptions of isotropic linear elasticity. A rather different departure is associated with heterogeneity. We have already noted that small scale heterogeneity—seasonal layering—may lead to anisotropy of stiffness (and other) properties at the scale of a typical sample. Many natural and man-made soils contain large ranges of particle sizes (§1.8)—glacial tills and residual soils often contain boulder-sized particles within an otherwise soil-like matrix. If the scale of our geotechnical system is large by comparison with the size and spacing of these boulders then it will be reasonable to treat the material as essentially homogeneous. However, we will still wish to determine its mechanical properties.

If we attempt to measure shear wave velocities in situ, using geophysical techniques, then we can expect that the fastest wave from source to receiver will take advantage of the presence of the large hard rock-like particles—which will have a much higher stiffness and hence higher shear wave velocity than the surrounding soil (Fig 3.16). The receiver will show the travel time for the fastest wave which has taken this heterogeneous route. If the hard material occupies a proportion λ of the spacing between source and receiver, and the ratio of shear wave velocities is k(and hence, neglecting density differences, the ratio of shear moduli is of the order of k2 ), then the ratio of apparent shear wave velocity Vs to the shear wave velocity of the soil matrix Vs is

Vsk (3.61) Vskk

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Figure 3.16: (a) Soil containing boulders between boreholes used for measurement of shear wave velocity; (b) average stiffnesses deduced from interpretation of shear wave velocity and from matrix stiffness

The deduced average shear modulus G is then greater than the shear stiffness of the soil matrix G by the ratio

Gk1 as k (3.62) 2Gkk1Laboratory testing of such heterogeneous materials is not easy because the test apparatus needs itself to be much larger than the typical maximum particle size and spacing in order that a true average property should be measured. At a small scale, Muir Wood and Kumar (2000) report tests to explore mechanical characteristics of mixtures of kaolin clay and a fine gravel(d50=2mm). They found that all the properties of the clay/gravel system were controlled by the soil matrix until the volume fraction of the gravel was about 0.45-0.5. At that stage, but not before, interaction between the ‘rigid’ particles started rapidly to dominate. For0.5 then, this implies a ratio of equivalent shear stiffness G to soil matrix stiffness G:

G1 (3.63) G12These two expressions, (3.62) and (3.63), are compared in Fig3.16 for a modulus ratio k210000

102

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附录2 外文翻译

3.2 弹性模型

3.2.1各向异性

各向异性材料在各个方向具有同样的性质—我们不能将任何一个方向与任何其他方向区分开。从地下任何地方取出的试样都表现出个性。然而，我们知道土已经以某种方式沉积—例如，沉积性土在垂直方向受重力作用而沉积。另外，沉积速度可能呈季节变化，所以土体或多或少地包含了颗粒尺寸或可塑性略微相异的标志性土层。分层的范围可能会非常小，我们不期望区分不同材料，但在不同方向的分层可能还是足以改变不同方向的土的性质—换句话说就是造成其各向异性。

我们可以将弹性应变增量e和应力增量的刚度关系简写为

De (3.36)

其中D是刚度矩阵，因此D1是柔度矩阵。对于一个完全整体各向异性弹性材料

abcdefbghijkchlmno1 (3.37) Ddimpqrejnqstfkortu 其中，每个字母a，b，...是，在原理上是一个独立的弹性参数，弹性材料

刚度矩阵必要的对称性已推导出独立参数的最大值为21。一旦存在矩阵对称性，独立弹性参数的数量就减少了（克兰平，1981）。

例如，对于单斜对称（z对称面）柔度矩阵有形式如下：

c00dabbef00gcfh00i1 (3.38) D0jk000000kl0dgi00m

有13个弹性常数。正交对称（区分x、y、z对称面）给出9个常数：

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abc000bde000cef000000g000000h0000 (3.39) 00iD1然而，立方体对称性（同一的x、y、z对称面，与立方体相反面结合的面一起）只给出三个常数：

abb000bab000bba000000c000000c0000 (3.40) 00c

D1

如果我们进一步要求c2(ab)和设a1/E和bv/E，那么我们发现（3.1）的各向同性弹性柔度矩阵。

不过，如果岩土工程材料具有一定的组构对称性，减少独立弹性参数的数量，显然是很方便的，正如料想的那样，受构造力、冰、或人推动的大部分材料，将不再拥有任何这类对称性，只要有一个域的弹性反应，我们应该期望要求全部21个弹性参数独立。 如果我们选择将这样的材料建模成伴有某些限制对称性的各向同性弹性或各向异性弹性，那么我们不得不分辨到这是对土体和岩石可能不了解的建模结果。

然而，许多土都在横向范围区域内沉积，沉积的对称性基本上是垂直的。从所有水平方向看是一样的，但横向刚度预计将不同于垂直刚度。现在柔度矩阵的形式为:

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abc1D000并且我们可以写为：

bac000ccd000000e000000e0000 (3.41) 00fa1/Eh,bvhh/Eh,cvvh/Ev,d1/Ev,e1/Gvh和f2(ab)2(1vhh)/Eh:

1/Ehvhh/Ehv/E1Dvhv000vhh/Eh1/Ehvvh/Ev000vvh/Evvvh/Ev1/Eh0000001/Gvh0000001/Gvh000 (3.42) 0021vhh/Eh0

这被形容为横向各向同性或六边形对称的交叉各向异性。有5个独立的弹性参数: Ev和Eh分别是垂直向和水平向不密闭压缩的杨氏模量；Gvh是一个垂直面上的剪切模量(图3.9a)。泊松比Vhh及Vvh分别是与发生在正交于压缩的横向方向和压缩的垂直方向的水平方向上的横向应变有关(图3.9c，b) 主轴与仪器轴平行三轴仪的交叉各向异性土的试验，并没有给我们任何可能性发现查实Gvh1/E，因为这要求控制施加对试样垂直和水平面上的剪应力。事实上，我们只能确定5个弹性参数中的3个。如果我们对于垂直轴与三轴仪主轴平行的试样，就径向和轴向的应力和应变书写(3.42)，我们发现：

a1/Evrvvh/Ev2vvh/Eva'' (3.43) 1vhh/Evr柔度矩阵不是对称的，因为在三轴试验环境中，应变增量和应力增量不是完全共轭的。我们推出：当我们可以分别确定Ev和Vvh时，我们可以得到的仅有的另外一个弹性参数是一个复合刚度Eh/(1Vhh)。

我们不能将Eh和Vhh分离开（林斯等，2000）。

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另一方面，格拉汉姆和豪斯贝（1983）提出了（3.41）或（3.42）得特殊形式，只用了3个弹性参数，但对于此交叉各向异性材料，要求5个弹性参数是相互依赖的。

D11/2v/21v/E000v/21/2v/000v/v/10000000000021v/000021v/00021v2/

这是书写的杨氏模量EEv，在垂直方向杨氏模量，泊松比VVhh， 连同第三个参数。在水平和垂直方向的刚度比是Eh/Ev2及其他约束关系：

vvhvhh/;GhvGhh/E/2(1v)。

对于我们的三轴应力和应变量，柔度矩阵变为：

p3G1detJqJp' (3.45) Kq

其中

det3KGJ2 (3.46)

并且，刚度矩阵是

p'KqJJp (3.47) 3Gq

其中

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1v4v22 (3.48) KE91v12v22v4v2 (3.49) GE61v12v1vv2 (3.50) JE31v12v刚度和柔度矩阵（以正确选用工作共轭应变增量和应力增量方式书写）依然是对称的—材料依然是弹性的—但非零非对角线计算告诉我们体积作用和剪切作用之间是耦合的。进行纯粹的各向同性压缩试验时，q0，当我们施加纯剪力p'0和剪应变时，将产生体积应变，，不排水试验的平均有效应力将会改变，

p0。

实际上，不排水试验的有效应力路径的斜率，形式（3.45）

p'J21vv2 (3.51) 2q3G322v4v从我们对孔压参数a (§2.6.2)的定义中,我们发现

p'J (3.52) q3G

在各向异性存在时，不会为零。

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第一次研究(3.5.1)仅仅表明对于孔压参数有限制， a非常大（Eh＞＞Ev）

和非常小（Ev＞＞Eh）时(图3.10)分别为a2/3和a1/3，而这表示了依次施加恒定轴向有效应力和恒定径向有效应力的有效应力路径。a和α之间的联系实际是较为含蓄的。 事实上，对于v0，其关系其实并不单调，并且有效应力路径方向超出了明显的界限 (图3.11)。当a在1/3或2/3附近取值时(回忆介绍的数据图2.51和2.49，§2.5.4)，从a推导得到的α (因而Eh/Ev2)不是很可靠的。对于v0.5，a(12)/3(1)或(13a)(3a2)。这些关系符合0和

的预期范围，但对于1和v0.5， (3.51)有奇异的倒转。

 3.2.2非线形

我们大概预想的应力非线性的主要来源:应变反应将来自材料的可塑性—并且下部分，我们将继续发展弹塑性本构模式。 不过，我们也期待一些真正有弹性性质的土体将随应力水平而变化，这可以看作弹性非线形的一个来源。我们把弹性材料作为保守材料—“超弹性”一词是用来形容这种材料的-可能使我们在选取随应力变化模量的任意经验函数时更加谨慎。 举例来说， 如果我们假定土体体积弹性模量随平均有效压力变化，但泊松比(即剪切模量和体积模量的比值)是恒定的话，我们会发现,在图3.12如示的一封闭的应力循环中，违反热力学第一定律创造一个永动机，能量将增加(或失去)，这不会是一个保守体系。我们必须找到一种应变能(3.7)或补充能量密度(3.11)函数，可以通过微分得到可接受的应力模量变量。

这样的补充能量密度函数能够从鲍耶斯（1980）描述的非线形弹性模型中推导得到：

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211qn1 (3.53) Vp'n1K16Gp'其中K1和G1是体积模量和剪切模量的参考值，n是非线性参数。柔度矩阵然后可以通过微分导出：

1n2n2n1pK6G1n1p'1nq3G11n3G1p' (3.54) 1q3G1其中q/p'。体积作用和剪切作用之间再次是共轭的（对于各向异性模型）。刚度是与p'1n广泛成比例的。

因为柔度现在是随着应力比变化的，对于不排水（纯剪切）加荷的有效应力路径不再是直线。实际上，对于提到的p'p0,q0情况，有效应力路径为

p'0n12 (3.55) p'其中(1n)K1/6G1。对于n0.2和泊松比v0.3，意味K1/G12.17的常体积应变p0曲线，如图3.13所示—由鲍耶斯对小应变回弹弹性参数测试的路基材料得到的典型值。

同样地，在纯体积变形q0将使剪应力发生一些变化。对于初始状态

p'p0,qq0，这个试验的有效应力路径为

qp'0q0p'n1 (3.56)

n2的常剪切应变曲线如图3.13所示。

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经常提出的是粘土的弹性体积刚度—体积模量应当与平均有效应力直接成比例： Kp'/k。当以对数压缩平面(plnv:lnp')（图3.14 ）作图时，其中v是比容，这种关系的结合显示粘土的弹性卸载形成一条直线反应。但我们要对剪切模作什么假设呢？如果简单地以为泊松比为常数，那么，剪切模量和体积模量的比值是常数, 那么我们将发现一个非保守物质(扎廷斯基等，1978)。 如果我们假定恒定的剪切模量值，独立的应力水平，我们将获得一个保守的材料，但也许会发现，我们泊松比在某种高或低应力水平呈现令人吃惊的值。再次，我们必须找到一种应变或补充能量函数，会给我们期望的基本模量变化。

豪斯柏（1985）建议一个可以接受的应变能函数可为： Up'rep/k32kq (3.57)

2

更近一步地，这意味着刚度矩阵再次包含显示变形的体积和剪切元素耦合的

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对角线量。

1/kp'p'q/k/kp (3.58) /qq可以导出

3qq2 (3.59) 3p'12kq所以常剪切变形的图形为常应力比的直线（图3.15）。常体积（不排水）应力路径为抛物线（图3.15）：

q26kpi'p'pi' (3.60) 这组中所有的抛物线与线3k/2相切。



这两种模型中所引入的非线性依然与各向同性弹性相联系。弹性参数随应变而变化，而不是随方向变化。

尽管它往往被猜想为土的非线性很多是来自土的可塑性-将在随后一节中讨论，我们从中看到谨慎地或许可以一种在热力学上可以接受的方式来说明一些弹性非线性。同样，大多数弹塑性模型将包含某种弹性-其中往往充满塑性变形。但可以预料的是，其中伴有任何塑性剪切的结构变化将导致土体弹性性质变化。这种刚度变化的方程式，原则上应当是基于微分偶然的发现弹性应变能量密度函数，因此弹性不应违反热力学定律。很明显的，允许各向异性弹性刚度演化的应变能函数的发展是棘手的。许多构模式，采取了务实的超弹性方式和单纯定义应

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力状态模量或不关心热力后果的应变状态。这可能不引起特定问题除非土体经历的应力路径或应变路径不太反复循环。

3.2.3非均质性

各向异性和非线性均可能偏离简单各向同性线弹性的假设。 一个颇为不同的偏离是与非均质性有关的。我们已经注意到小规模的非均质性-季节性分层—可能导致在典型样本的范围内刚度(和其他)性能的各向异性。许多天然及人工土中含有很大的粒径变化范围(§1.8)—冰碛和残积土中往往在不同土样基质中含有漂石颗粒。如果地质系统的规模比这些漂石的尺寸和空隙大，那么将这种材料看作基本上均匀，是理由充分的。但是，我们仍希望确定其性能。

如果我们试图以地球物理勘探技术测定原位剪切波速，那么我们可以预料从发射源到接收器的最快波将利用大块坚硬的岩样颗粒的存在—将具有更高的刚度和因此比周围土体(图3.16)更高的剪切波速。接收机将显示通过这种非均质路线最快波的旅行时间。如果坚硬材料在发射源和接收机间距中占有比例，剪切波速度比为k(因此,忽略了密度的差异，剪切模量比是k2量级)，那么显剪切波速vs与土基质剪切波速vs的比值是

Vsk (3.61) Vskk

推导出的平均剪切模量G比土基质的剪切刚度G大一些，比值为

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Gk1 当 k (3.62) 2Gkk1非均质材料的实验室试验是不容易的，因为试验仪器需求比典型的最大粒径和间隔要大很多，以测得一个真实的平均参数。在一个小规模范围内， 缪意尔·伍德及库马尔(2000)报告了探索高岭土和细砂砾 (d50=2毫米) 混合物机械特性的试验。他们发现：粘土/砂石系统的所有性能受土基质控制，直至该砂石的容积率约为0.45-0.5。在这个阶段，而不是之前，‘硬’颗粒之间的相互作用开始迅速占支配地位。对于＜0.5，那么，这意味着等效剪切刚度G与土的刚度矩阵比G的比值:

G1 (3.63) G12这两个表达式，（3.62）和（3.63），对于模量比k210000，在图3.16中进行了比较。

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附录3 简化算法求最危险滑动面程序

程序如下：

C 简化算法求最危险滑动面 PARAMETER (A=3.141593)

REAL N,K,K1,H,I,F,G,Q,C,Z1,Z2,B,W,M,T1,T2,D,SH,LB1,LB2,R,E,l1,l2, * H1,H2,P1,P2,R0,Fy,d0 OPEN (3,FILE='IN.DAT')

READ (3,*) H,I,G,F,C,Q,D,SH,R,E,L1,L2,H1,H2,Fy,d0 M=A/180 K=3.0 Z2=1.0

DO Z1=10,70,0.5

B=H/TAN(Z1*M)-H/I W=G*H*B/2

LB1=L1-H1/SIN(ATAN(I))*SIN((ATAN(I)-Z1*M)/SIN((Z1+R)*M) LB2=L2-H2/SIN(ATAN(I))*SIN((ATAN(I)-Z1*M)/SIN((Z1+R)*M) R0=1.1*1000*A*(d0*d0)*fy/4 P1=A*D*LB1*E P2=A*D*LB2*E T1=P1 T2=P2

IF(T1>R0) THEN T1=R0 ENDIF

IF(T2>R0) THEN T2=R0 ENDIF

N=(W+Q*B)*COS(Z1*M)+(T1+T2)*SIN((Z1+R)*M)/SH K1=(N*TAN(F*M)+C*H/SIN(Z1*M)+(T1+T2)*COS((Z1+R)*M * )/SH)/((W+Q*B)*SIN(Z1*M)) IF (K1<=K) THEN K=K1 Z2=Z1 ENDIF ENDDO

WRITE(*,*) K,Z2 END

主要变量说明：K,K1——安全系数；I——墙的坡比；F——土体内摩擦角； T1,T2——土钉拉力; R——土钉的水平倾角；SH——土钉水平间距；H1,H2——土钉距离墙底距离；T1,T2——滑动面倾角；D——孔径；C——土体内聚力

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