地基变形范文

地基变形范文（精选8篇）

地基变形 第1篇

一般来说计算模型的选用要求符合工程实际情况,并要便于程序编制和计算分析。对于软土[1]地基,根据工程经验:

1)土体常常表现为各向异性,尤其在垂直方向上常常表现出分层性;

2)土体被看作粘弹性材料更符合实际。

软土地基沉降问题涉及到土的固结和流变[2],所以需要在本构模型中加入粘性原件来反映。下面拟在将地基的变形—时间特征视为可简化为粘弹性问题的前提下,用太沙基一维固结理论[3],以三元件粘弹性模型为基础,引入等效参数的概念,建立等效一维粘弹性沉降计算模型。

2 成层地基沉降的一维粘弹性分析

2.1 多层粘弹性一维固结沉降模型

基于图1的三元件粘弹性模型,考虑天然地基的成层性,瞬时加载情况下的地基模型如图2所示。

联立单层粘弹性固结方程式(1),式(2):

可得到瞬时加载时成层地基的线性粘弹性一维固结方程为:

则式(4)记为:

2.2 粘弹性平均固结度的确定

根据对应性原理[4],一维粘弹性地基的平均固结度近似表示为:

其中,;α,β均为待求常数。

根据式(5),式(6),可以得到瞬时加载条件下地基的最终沉降量和任意时刻的沉降量。由式(6)还知,在应力分布一定的情况下,粘弹土地基的固结情况取决于时间因子Tv。对于不与排水层直接接触的土层,计算土层的固结情况与其他土层的排水固结情况有关,不能直接采用该土层的固结系数计算固结度,下面引入等效固结系数的概念。

对于如图3所示的n个固结微层可作为一个统一的固结层,则该固结层的粘弹性固结系数等效粘弹性固结系数表示。根据前面的叙述,表示为,为固结层的等效渗透系数,mv为固结层的等效粘弹性体积压缩系数。

假定土层中的渗流服从Darcy定律[3]。

即v=kv·i。

因为在一维渗流条件下,图3所示的各固结微层的渗透速度相等,而固结层的总水头损失等于各固结微层的水头损失之和,所以有:

在附加应力分布已知的情况下,根据土层压缩量公式:

其中,A为附加应力分布总面积,则得到等效粘弹性体积压缩系数mv为:

2.3 分级加载一维固结沉降分析

地基填土通常是分级加载,可以采用“叠加原理”对分级加载情况下的固结沉降进行求解[5]。

“叠加原理”的基本思想,把变荷载情况下的固结过程看成为若干个瞬时荷载叠加作用的固结过程。运用上述的瞬时加载情况求解。

设初始荷载为q0,分级荷载增量为Δq,则在上节分析的基础上,有地基的最终沉降为:

平均固结度的求解在上述的等效参数法求解公式的基础上需要用太沙基法修正得:

任意时刻的沉降为:

3 算例

以某铁路软基试验路段DK 300+485处的观测断面为例,叙述对一维粘弹性问题进行沉降量预测计算的方法,并将计算结果同实测结果以及实测沉降过程线经验推算法的结果进行比较验证其适用性。

软基试验段位于新沂市郊外一河漫滩区,附近地区软土层厚达15m,主要为低液限粘土夹粉细砂薄层,渗透系数10-5cm/s～10-7cm/s。采用砂井预压法处理软土地基。于2002年6月18日开始填土预压,至2002年12月12日结束,填土高度为2.8m,后停载观测近4个月。由于其他软基路段的设计和施工工作已全面展开,而试验路的观测时间尚短,获得的数据尚不能作为设计依据,因而采用本文的方法对路堤高度为2.8m情况下的最终沉降量进行了预测计算,并将历时半年多的沉降量计算值与加载半年后的实测值进行了比较。

依据计算确定的参数得到的沉降的预测值与实测值见图4。为便于比较,同时列有按曲线法推算的沉降—时间的预报值,由图4可见由本文方法和双曲线推算法得到的沉降曲线均能与实测沉降值较好吻合。

一般而言,如用双曲线法或其他经验推算法推算最终沉降量,仅当实测沉降—时间过程曲线趋于收敛时,结果才比较符合实际。但运用本文方法计算时,对观测时间的要求相对较低。因此从本例的情况看,本文方法的计算结果似更合理。

4 结语

以太沙基一维弹性固结理论为基础,根据地基土体的工作性状,推导了成层地基一维粘弹性固结的有关公式,并提出了地基沉降一维粘弹性计算的等效参数方法,实例证明是合理的。

在瞬时加载情况下,引入等效参数解,用“叠加原理”来分析路基分级加载情况下成层地基一维粘弹性固结沉降是可行的。

与传统的沉降计算方法相比较,成层地基一维粘弹性等效参数方法计算更简便,对观测时间的要求相对较低,结果比较合理,符合实际工程分析简单适用的要求。

参考文献

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[4]折学森.软土地基沉降计算[M].北京:人民交通出版社,1998:5.

地基变形 第2篇

关键词：复合地基；散体材料桩；沉降；荷载传递；鼓胀变形

中图分类号：U416.1 文献标识码：A

文章编号：1674-2974（2016）05-0120-05

Abstract：The granular material pile has its own deformation characteristics under vertical loads. The granular material pile shows not only a vertical compressive deformation but also a radial expansion near the top of the pile. According to the study of this load transfer mechanism， a new equation was developed to calculate the compressive deformation of a single granular material pile. On the basis of this investigation way， a new method to predict the settlement of the composite foundation reinforced by granular material piles such as stone columns was developed. In the analysis model， the granular pile was treated as an elastic material satisfying Hooke's law， and the lateral confining support provided by the surrounding soil was assumed as lateral soil pressure. Further， the beneficial influence of the lateral restraint of the reinforced cushion as well as its development within depth on restricting the lateral bulging of the granular pile was taken into account. Finally， a case study was performed to validate the proposed method. The foundation settlements predicted by the proposed model were close to those of existing calculation methods. The prediction results indicate that the proposed method based on the load transfer mechanism is more practical because the proposed method can consider the variation law that the depth of lateral deformation of the pile increases with the increase of the vertical load acting on the top of the pile.

Key words：composite foundation；granular material pile；settlement；load transfer；lateral bulging

以碎石桩为代表的散体材料桩及其与桩间土形成的复合地基已广泛地应用于地基加固工程.沉降计算是该复合地基设计理论的重要组成部分.尤其是复合地基按沉降控制设计时，沉降计算更为重要.有关散体材料桩复合地基的沉降计算国内外学者提出了理论或经验计算公式.其中较为常用的方法是采用复合模量法计算加固区的压缩量，再采用分层总和法计算下卧层的压缩量，进而得到整个复合地基的沉降量[1-3].该方法的假定之一是竖向荷载作用下桩与桩间土之间无侧向挤压作用，各自都不发生侧向变形[4].

然而，当桩体材料及桩周土条件不变时，桩体鼓胀变形应随桩顶竖向荷载的增加而逐渐向深处发展.故本文从散体材料桩的荷载传递机理出发，考虑鼓胀变形随荷载变化，提出一种计算散体材料桩桩身压缩量的新方法，进而获得散体材料桩复合地基的沉降量.

1 复合地基沉降计算新方法

1.1 桩、土受力变形分析

取散体材料桩复合地基中的某根单桩进行分析，桩顶作用荷载qp，桩间土作用荷载qs，qs=qp/n，其中n为桩土应力比.对于散体材料桩复合地基，在无测试资料时，对黏性土可取2～4，粉土和砂土n可取1.5～3.0.原地基土强度低者取大值，反之取小值[6].若复合地基上作用荷载为q，则qp=n1+（n-1）mq，m为复合地基置换率.为便于分析，沿桩长将桩划分为N段（图1）.并取其中第i段进行分析（图2）.

由前述推导可知，本文方法计算散体材料桩复合地基沉降时，桩土应力比需作为一已知参数，然而准确确定桩土应力比非常困难，盛崇文建议[2]对于该工程当设计荷载小于60 kPa时桩土应力比取3～5；大于60 kPa时取2～4.当沉降计算荷载为60 kPa时，已有文献[2，7-8]中桩土应力取值有两种情况n=3[7-8]和n=4[2]，为便于与其它文献计算结果对比分析，故本文方法计算沉降时，计算荷载亦取60 kPa，而桩土应力比取n=3和n=4分别加以计算.

本文方法计算时取桩土应力比n=3，经计算得整个桩身压缩量sp=28.9 mm，其中鼓胀段的压缩量为7.4 mm，非鼓胀段的压缩量为21.5 mm；鼓胀深度hb=0.9 m；下卧层压缩量ss=12.0mm；故整个碎石桩复合地基的沉降量为s=40.9 mm.若取n=4，得hb=1.6m；sp=40.2 mm；ss=12.0 mm；s=52.2 mm.

与其它方法计算结果的比较见表2.其中，盛崇文[2]是采用复合模量法计算加固区的压缩量，复合模量按式Esp=[1+（n-1）m]Es计算；邓修甫等[7]是将碎石桩简化成等体积墙体，再根据碎石桩与桩间土的变形协调作用分鼓胀段与非鼓胀段两部分计算加固区的压缩量；基于邓修甫等的计算方法，孙林娜等[8]将基桩与桩间土的相互作用视为空间问题来计算复合地基加固区的压缩量；各方法下卧层的压缩量均采用分层总和法得到.

由表2可见，采用复合模量法计算桩身压缩量较其它方法的计算结果偏大；邓修甫等方法[7]将复合地基沉降计算简化成平面问题，强化了桩体作用，所得的复合地基沉降量偏小；孙林娜等方法[8]计算复合地基沉降时，碎石桩的鼓胀深度为桩体极限受荷状态下的鼓胀变形深度，其中鼓胀段压缩量较本文方法（n=3）偏大，非鼓胀段压缩量因非鼓胀段长度减小而较本文方法（n=3）偏小；且孙林娜等方法[8]因夸大了实际工作荷载作用下侧向鼓胀变形对复合地基沉降的影响，使得整个桩身压缩量较本文方法偏大.而本文方法采用静止土压力计算桩周土提供的侧向约束力偏小，变形量略为偏大，但可反映碎石桩鼓胀变形随荷载发展变化的实际情况.

3 结 论

1） 基于桩体受荷发生竖向压缩变形及侧向鼓胀变形的特性，提出一新的散体材料桩复合地基加固区压缩量计算公式，进而可得整个复合地基的沉降量.

2） 与常规计算方法相比，本文方法从荷载传递规律出发，更符合散体材料桩复合地基的实际受力变形状况.

3） 利用本文方法对某一具体工程实例进行了计算，经与其它方法及实测值的比较分析，本文所得结果具有其合理性.

4） 本文方法计算散体材料桩复合地基沉降时，桩土应力比需是已知参数，而桩土应力比对复合地基沉降有一定程度影响，实际设计中如何正确合理的选取散体材料桩复合地基桩土应力比仍有待进一步的深入研究.

参考文献

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[9] B.A.弗洛林.土力学原理（第一卷）[M] 徐志英，译. 北京：中国建筑工业出版社， 1973：87-88.

海堤地基土变形和强度分析 第3篇

由于近年台风强度增强、河口地区水位抬高和经济发展的需求等, 使海堤防御要求提高。另一方面, 由于软土地基固结沉降, 会使海堤防御能力下降。因此, 沿海软土地基海堤二次加高是十分必要的。

由于海堤建设时期经济条件和技术水平的限制, 海域围堤工程地基处理比较困难, 多数工程采用天然地基, 依靠其自身的排水固结效应进行堆载。一旦海堤建成运行, 因场地条件限制等原因, 如场地中存在原硬化结构和块石等, 要重新对海堤地基进行处理比较困难。

地基发生强度破坏会引起海堤滑动。由于原海堤填筑地基固结没有完成, 因此地基强度确定是加高处理过程中稳定分析的难点。在工程中应用最广的评价软土地基承载力的途径主要有下列4种[1,2,3]:①现场试验, 这是目前认为确定地基承载力最可靠的标准方法;②强度理论公式计算;③建筑经验数理统计法;④模型试验。

本文采用二维平面应变有限单元法分析某在役运行海堤的地基固结度, 根据有效应力指标, 模拟有效应力增长过程及抗剪强度变化规律[4,5], 预测海堤的最终沉降和地基强度, 然后根据实测沉降数据和十字板剪切试验结果, 采用双曲线法拟合分析来验证有限元模型的准确性。

1 海堤工程概况

秦山核电厂现有厂址地坪标高约在黄海标高4.0 m左右, 低于设计基准洪水位。秦山核电厂一期海堤为一个土石混合结构的构筑物, 海堤的堤身填料主要由三部分组成:堆石、心墙填土和反滤层。在1984-1986年间进行了施工, 海堤全长1 818 m, 原设计堤顶高程为8.0 m (黄海高程, 原地面高程在0.0 m左右) , 挡浪墙高1.0 m。后于1990年对728海堤作了加高设计, 其后进行了加高处理, 将堤顶路面高程加高至8.8 m。由于秦山三期工程的上马, 需将海堤作为工程施工及大件运输的通道, 在1996年对海堤与双龙岗接头处的堤肩部分作了改建。海堤填筑前, 地基未作处理。

2 分析方法

2.1 实测资料分析法

秦山一期海堤桩号1+450断面布设有3个沉降观测点 (系工程施工前埋设, 已有二十余年的观测资料) , 分别是8.0 m平台的沉14号、5.5 m平台的沉15号和4.0 m平台附近的沉17号, 如图1所示。在海堤的施工期及运行期中取得了大量的实测数据, 沉降观测资料一直积累到2005年。本文利用已有的观测结果, 采用双曲线法进行拟合分析[6,7,8], 预测海堤的沉降过程。拟合曲线的数学表达式为:

$S(t)=\frac{a+bt}{1+ct}(1)$

式中:S为沉降;t为时间;a、b、c为待定常数, 通过实测数据拟合确定。

2.2 数值模拟分析法

海堤属于条形建构筑物, 对于填土高度与地质条件变化不大的情况, 海堤的力学特性, 包括固结特性、变形特性以及应力场的变化, 符合平面应变假定。本文采用平面应变有限单元法运用PLAXIS (Finite Element Code for Soil and Rock Analysis) 软件对三个标准断面海堤变形、地基固结、土体抗剪强度变化进行分析。该软件是由荷兰Delft技术大学研制开发的分析轴对称和平面应变问题的有限元分析商用软件。与其他商用有限元分析软件相比, PLAXIS尤其适宜于分析软土的变形和堤坝的稳定问题, 在世界范围内得到广泛应用。

根据施工记录, 1+450断面海堤的填筑进程如图2所示, 于1983年底开始施工至1985年中期结束。平面应变有限元分析模型如图3所示, 考虑到填土较高, 影响范围大, 模型中的水平尺寸延伸至海堤堤脚外100 m。各层的层厚和参数依次按表1取值。渗透边界条件为:两侧为透水边界, 底部基岩为不透水边界。位移边界条件:两侧为水平约束、竖向自由;底部基岩为水平、竖向同时约束。平面应变有限元分析中, 地基土和堆填土体采用莫尔-库仑模型。表1中, 侧限压缩模量Es根据e～p曲线和该土层相应的应力变化范围计算得出, 其他参数根据地质勘探试验报告或有关参考文献确定。

填土高度也根据沉降情况, 考虑了施工超填部分, 其中, 标高8.0 m平台超填1.0 m;标高5.5 m平台超高0.45 m;标高4.0 m平台超填0.5 m;标高3.0 m平台超填0.2 m。根据填筑过程及分层填筑原则模拟施工过程。根据相关资料, 海堤在1990年进行了一次加高 (0.5 m) , 模拟中也考虑了相应的步骤。

3 海堤地基强度现状分析

3.1 海堤沉降

采用二维有限元软件Plaxis分析得到的8.0 m平台、5.5 m平台和4.0 m平台沉降测点位置沉降曲线与实测结果的比较如图4、图5、图6所示, 海堤沉降及固结度统计见表2。图表显示, 两种分析方法得到的最终总沉降量、当前沉降量、固结度等指标的结果均较为接近, 说明参数的取值、分析方法、施工工况的模拟等因素与实际情况较为一致, 能够对海堤现状作合理评价。综合不同分析方法的分析结果可知:8 m平台、5.5 m平台和4.0 m平台观测点的最终沉降量分别为1 550 mm、1 300 mm和1 240 mm, 2008年年底平均固结度约为88%。

3.2 地基强度

海堤施工完成至今已有接近25年, 随着时间的发展, 地基土体在不断发生排水固结, 有效应力不断增加, 土体的抗剪强度也不断提高。对正常固结饱和黏性土地基, 某点某一时间的抗剪强度可按下式计算[9,10]:

$\tau {}_{ft}=\tau {}_{f0}+\text{Δ}\sigma {}_z\cdot U{}_t\cdot \tan \phi {}_{cu}(2)$

式中:τft为t时刻该点土的抗剪强度, kPa;τf0为地基土的天然抗剪强度, kPa;Δσz为预压荷载引起的该点的竖向附加应力, kPa;Ut为该点土的固结度;φcu为三轴固结不排水试验求得的土的摩擦角, (°) 。

上式中, Δσz·Ut即为固结过程中竖向有效应力的增加量Δσ′z, 本报告采用有限单元法确定竖向有效应力的增量。

根据有限元分析结果得到的2008年的抗剪强度预测及实测结果比较如表3所示。其中, 2008年十字板试验在17号沉降观测点附近进行, 上覆土层厚度约5.0 m左右。

从表中可以看出:在海堤地基固结过程中, 随着土体有效应力的提高, 海堤地基土体抗剪强度相应增大, 且上覆土层越厚, 土体抗剪强度增长越大。2008年年底的十字板试验结果与计算预测结果较为接近, 土体抗剪强度增加了20～30 kPa。

4 结 语

本文采用平面应变有限单元法及实测资料分析法, 对海堤位移 (沉降) 和地基强度的发展变化等进行了研究分析, 两种不同分析方法得到的最终总沉降量、当前沉降量、固结度和地基强度等指标的结果均较为接近, 说明有限元模型参数的取值、分析方法及施工工况的模拟等因素与实际情况较为接近, 运用此模型能够对海堤地基现状作合理评价, 并为海堤下阶段加高稳定安全性提供依据。

摘要：采用平面应变有限单元法对海堤位移 (沉降) 和地基强度的发展变化进行了研究分析, 计算结果表明:在海堤地基固结过程中, 随着土体有效应力的提高, 海堤地基土体抗剪强度相应增大, 且上覆土层越厚, 土体抗剪强度增长越大。计算结果与实测资料较为接近, 验证了有限元模型及参数的合理性, 对海堤地基评价具有显示意义。

关键词：有限元法,沉降,地基强度,海堤

参考文献

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某高填方地基沉降变形及处理 第4篇

本工程为云南省未成年人管教所整体迁建项目, 主要建 (构) 筑物包括框架结构房屋建筑及其附属设施、围墙、道路等。主体工程及其配套工程于2012年8月基本完工, 监区围墙采用人工挖孔灌注桩, 桩径0.9 m, 有效桩长不小于6 m, 桩距6 m。2013年4月发现监区南侧围墙出现变形、裂缝;至2014年3月变形、裂缝态势加重, 最大沉降变形达到15.2 mm, 水平变形达到了18.3 mm, 墙体及地梁多处出现变形缝。位于监区内外的部分道路也开始出现变形, 尤其是监区外道路最大裂缝达到5 cm。

2 场地工程地质条件

2.1 地形地貌

场区原始地貌属低中山丘陵缓坡地貌, 场地相对高差35.80 m, 总体地势为东北高, 西南低。场区中部内发育一条宽缓的冲沟, 冲沟为场区的负地形, 场平后被回填, 最大填方厚度约为20 m。冲沟的西北部及东南侧为挖方区, 最大挖方高度为17.5 m。根据建筑平面布置图, 9栋建筑处于填方区内;2栋建筑物位于挖填交界地段;其他建筑物位于挖方区。

2.2 地层岩性

场地钻探揭露深度范围内出露的地层主要为第四系:人工填土 (Qml) ;坡积 (Qdl) ;坡、残积 (Qdl+el) 等地层;下伏基岩由侏罗系 (J) 泥岩组成。

(1) 人工填土:人工填土属近期人工堆填, 层厚0.0 m~18.5 m, 密实度差异大。

(2) 坡积粘土:褐红色, 硬塑 (局部可塑) 状态, 湿。层厚0.5 m~6.6 m, 具中压缩性。

(3) 坡、残积粘土:单层厚1.0 m~21.3 m, 具中压缩性, 力学性能较好。

(4) 泥岩:厚度1.1 m~16.3 m, 层位连续, 场地内均有分布, 为软质岩石。承载力相对高, 具低压缩性。

3 变形情况

自2013年11月21日开始对云南省未成年犯管教所监区西南侧围墙、围墙道路、监区内建筑物进行变形监测。

在监测的期间, 监区南侧围墙墙体存在一定倾斜变形, 变形未达到稳定状态。最大倾斜率2.6‰。

监区围墙西南侧外道路最大累计沉降量为61.10 mm, 指标超出国家规范允许值。

监区西南侧围墙基础沉降指标非常接近国家规范警戒值 (1 mm/d) 。水平位移量最大点日均位移量为1.663 5 mm/d, 累计沉降量最大达到15.20 mm, 且有变大趋势。

4 加固措施

4.1 道路沉降地基处理

针对道路变形区, 采用高压旋喷桩进行地基加固处理, 以提高路基的承载力, 减少变形, 旋喷桩桩径0.5 m, 桩间距1.5 m, 梅花形布置, 旋喷桩应进入 (3) 层粘土层不小于2 m, 桩长10 m~18 m。

道路下部回填边坡坡脚设置一道折线式M7.5浆砌石挡土墙, 以提高路基边坡的稳定性, 挡土墙墙高3.0 m, 基础应设置在非回填的地基土上, 地基承载力不低于150 k Pa, 基础埋置深度不低于0.8 m, 挡土墙每间隔15 m设置一道沉降缝, 缝宽20 mm~30 mm, 填塞沥青麻筋或沥青木板, 塞入深度不小于200 mm。挡土墙后回填碎石土必须夯实, 密实度不低于85%。

挡土墙墙顶以上4 m边坡坡面设置一道塑料排水盲沟管, 外包土工布, 排水管间距4 m, 长度15 m, 向外倾角10°。

4.2 围墙地基处理

围墙基础内外各设置2排高压旋喷桩, 距离围墙基础0.5 m, 高压旋喷桩桩径0.5 m, 桩间距1.1 m, 梅花形布置, 旋喷桩应进入 (3) 层粘土层不小于2 m, 桩长根据填土厚度确定为7 m~20 m。

围墙下间隔3 m设置树根桩, 桩径0.15 m, 桩长20 m, 与竖向夹角7°, 桩内插入3根25二级钢筋。树根桩注浆体强度不小于M20。

桩顶铺设厚度150 mm级配碎石褥垫层, 褥垫层的铺设宽度应大于基础外边线200 mm。由于现有围墙地梁大部分出现了变形裂缝, 局部出现了贯通裂缝, 结构受力状态受损, 在高压旋喷桩和树根桩桩顶设置C30钢筋混凝土板, 厚度0.5 m, 宽度3.9 m, 混凝土板设置在围墙地梁下部。

4.3 房屋建筑处理措施

现场变形相对较为严重的建筑物为 (R栋) 监区教学楼、 (L栋) 未成年男犯习艺楼, 在变形部位桩基周围设置一圈高压旋喷桩, 桩径0.5 m, 桩间距1.65 m, R栋桩长27 m, L栋桩长为10 m。

5 加固效果

2014年7月份开始进行地基的加固处理, 如图1所示, 为建筑物N栋6个监测点的沉降曲线图, 从图1可以明显看出加固后的建筑沉降速率减缓。如图2所示为围墙基础沉降曲线, 同样可以明显看到地基加固处理后围墙沉降速率减缓。

6 结语

1) 修建在欠固结高填土地基上的建筑物需充分考虑填土固结的影响, 仔细论证设计参数, 复核桩基承载力, 以保证建筑物的安全性和可靠性。2) 在高填方地基加固处理中, 可以选用高压旋喷桩进行加固处理, 使得加固后的地基土体满足建设工程的要求。

摘要：通过对某高填方地基的沉降变形进行分析, 采用高压旋喷桩进行地基加固处理, 提高了地基承载力, 减小了建筑物的沉降, 说明高压旋喷桩可以在高填方地基处理中应用, 并取得了良好的加固效果, 可为类似工程提供参考借鉴。

关键词：高填方,地基处理,高压旋喷桩,沉降变形

参考文献

[1]朱彦鹏, 曾春飞, 黄丽华.湿陷性黄土地区某框架房屋地基加固设计研究[J].甘肃科学学报, 2014 (4) :67-68.

[2]JGJ 94—2008, 建筑桩基技术规范[S].

析输电线路铁塔地基变形计算方法 第5篇

1 铁塔地基变形计算复杂性

由于地基土壤受多种随机变化因素的影响,因此地基沉降的计算值,往往与实际沉降值存在着一定差值。而我们在线路转角、终端杆塔的地基沉降方面,尚缺乏大量的设计经验及运行观测资料,因而不可能对地基变形计算公式进行较为准确的修正,也很难得到满意的设计结果。

一般工业与民用建筑结构地基所承受的荷载,主要是结构和设备的自重荷载,即便是存在偏心荷载也是较小的。在《建筑地基基础设计规范》3.0.4条中,明确规定在计算地基变形时,不计入水平方向的风荷载和地震作用,所以在进行地基变形计算时,大多为中心受压的受力状态,地基的附加应力呈均匀分布状态,有利于地基的稳定性,也使计算工作趋于简单化。而输电线路转角、终端铁塔的地基所承受的荷载,与其恰恰相反,以水平方向的荷载为主,同时又由于塔身坡度的影响,基础承受双向水平荷载作用,因而地基处于复杂的双向偏心受压受力状态,相应地基的附加应力也呈双向的非均匀分布状态,这样不仅不利于地基的稳定性,而且也使计算工作趋于复杂化。

实际工程中,为了提高处于软弱地基的转角、终端杆塔单个基础的地基和整体地基的稳定性,并降低计算的复杂性,首先应当将地基的附加应力,控制在不出现理论拉应力为准,使地基的附加应力分布图形呈三角形或梯形状态;又由于塔身坡度效应所产生的水平力相对较小,可以略去不计,从而使地基的附加应力图形呈单向的三角形或梯形分布状态,这样就会使地基的沉降计算工作趋于简单化。根据应力的等效作用原理,完全可以取地基附加应力的平均值,均匀地分布于地基上,进行地基的沉降计算。

2 铁塔地基变形计算假定

2.1 地基变形计算基本假设

理论上讲,计算地基变形应当把上部结构、基础及地基作为一个整体系统考虑,这样才能满足实际共同工作机理的变形协调条件,但这是一个相当复杂的力学问题,目前尚处在研究阶段。

计算地基变形时,地基内的应力分布,规范推荐采用各向同性均质的线性变形体弹性半空间理论。其基本假定如下:假定一,地基是均质、各向同性的半无限线性变形体,可按弹性理论计算土中应力。假定二,在压力作用下,地基土不产生侧向变形,可采用侧限条件下的压缩性指标。

2.2 基础沉降计算分层图

“基规”第7.3.2条规定,基础沉降计算要分层进行,见图1。

2.3 单一压缩土层的沉降计算

在一定均匀厚度土层上施加连续均布荷载,竖向应力增加,孔隙比相应减小,土层产生压缩变形,没有侧向变形。各层土的变形,按各层中的附加压力及压缩模量计算和按荷载标准值进行地基的变形计算。实际工程一般遵循:砂土类地基,计算荷载可取短期荷载标准值;黏性土地基,计算荷载可取长期荷载标准值。同时,为了弥补假定所引起误差,取基底中心点下的附加应力进行计算,以基底中点的沉降代表基础的平均沉降。

2.4 地基最终变形量计算公式

根据变形计算基本假设,按简化分层总和法,地基最终变形量可按下式计算。

其中:

S——地基最终变形量(mm);

ΨS——按分层总和法计算出的地基变形量;

Zn——沉降计算经验系数;

S'——地基压缩层的计算深度。

3 受压基础地基的变形计算步骤

3.1 确定压缩土层厚度Zn

(1)无论有无相邻荷载影响,均应满足要求(式中各符号涵义同前述)。

上式是压缩层厚度Zn的一种试算方法,是控制计算深度必须要满足的标准。其涵义是:根据某深度处的变形值,不大于压缩层范围内土的总变形值的2.5%,就被认可此压缩层厚度Zn是符合要求的。因为它是确定压缩层厚度Zn的一种试算方法,需要反复进行调整试算,直至达到满足标准为止。如果大于2.5%时,常常采取加大基础底面积的方法,然后继续进行试算,直至满足标准为止。如确定的计算深度下部仍有软弱土层时,应继续计算。

(2)无相邻荷载影响,可按简化经验计算方法确定压缩土层厚度Zn。

当无相邻荷载影响,基础宽度在1～30 m范围内时,基础中点的地基沉降计算深度也可按Zn=b(2.5-0.4Inb)计算。

式中.Zn——沉降计算深度;b——基础宽度(m)。

3.2 ΨS——沉降计算经验系数计算

ΨS可根据对各地区的丁民建筑的地基沉降实际观测资料及经验来确定,可采用“基规”表7.3.2中的ΨS数值进行推算。沉降计算经验系数ΨS表内数据表示是根据132栋建筑物的资料进行沉降计算,并与资料值进行对比后,而得出沉降计算经验系数ΨS与平均ES之间的关系。

3.3 地基压缩层范围内分层厚度的划分方法

地基压缩层范围内分层厚度的划分方法如下。

(1)由于附加应力沿深度的变化是非线性的,为了避免沉降计算产生误差,分层厚度不宜过大,一般取0.4 b (b为基底宽度)或1～2 m;分层厚度越薄沉降计算越准确。

(2)不同土壤的层面为天然层面。

(3)地下水的界面处,是当然的分层面。

3.4 计算各分层沉降量

根据自重应力、附加应力曲线、e-p压缩曲线等计算任一分层的沉降量。

4 相邻荷载对地基变形计算的影响

一般工业与民用建筑的基础净距离大于10m时,可以略去相邻荷载的影响。但是,因为目前高压输电线路还没有可参考的相邻荷载影响的经验积累数据,无法判断相邻荷载的影响存在与否,所以在实际计算中也要考虑相邻荷载的影响。

4.1 相邻荷载的影响原因

由于附加应力的扩散和应力的叠加,会引起地基的附加沉降。特别在软弱地基中,附加沉降可达50%以上,如果计算不到,往往导致事故发生。

4.2 相邻荷载的影响因素

(1)两个基础之间的距离(主要因素)。

(2)荷载的大小。

(3)地基土的性质。

(4)施工的先后顺序。

4.3 相邻荷载影响下地基变形的计算方法

在普通工业与民用建筑中,矩型基础当满足时,可不计相邻荷载影响。见图2。

其中L——两基础中心的距离,m;

P——相邻基础底面上的总附加压力,kN;

pcn——计算沉降的基础下,深度Z=3b处地基土的自重应力,kPa;

b—-基础宽度。

相邻荷载的影响因素较多,但是究其主要因素是两个基础之间的距离问题,可以依据地基土层压力的扩散机理,以扩散线相交与否为准,近似地来确定相邻荷载的影响问题。实际工程普遍推荐采用角点法,计算基础底面任意点下,任意深度处,由基底均布附加压应力P0引起地基中的应力。这种方法灵活性极大,利用角点应力表达式和应力叠加原理,计算角点处的应力。

两个同时受压铁塔基础,乙基础底面的附加应力P0,对甲基础中心o点(即计算沉降之角点)引起的附加沉降量S0。而沉降量S0值,等于由均布荷载P0作用在矩形面积Soabc上,在其角点。处引起的沉降量Soabc,减去由均布荷载P0作用在矩形面积Sodec上,在其角点o处引起的沉降量Sodec的两倍:S0=2 (Soabc-Sodec)。见图3。

5 计算沉降值与实际观测值存在差异及其原因

多数情况下理论计算得出的沉降值是大于实际观测值的,究其原因主要有以下几点。

(1)理论计算的几点假定与实际情况不符。

(2)土的压缩性指标、试样的代表性、取原状土的技术、试验的准确度等,均存在一定问题。

(3)在地基沉降计算时,并未考虑地基、基础与上部结构的共同作用。

(4)土的工程地质特征的不同。

(5)天然土层单一的压缩模量与实际的出入。

(6)荷载性质的不同对附加应力分布的影响。

(7)分层总和法的计算方法自身所存在的缺陷。

6 结语

输电线路转角、终端铁塔的地基变形计算方面,尚缺乏大量的设计经验及运行观测资料。工程设计计算时很难进行准确的修正,所以大多很难得到满意的设计结果。为此,工程设计人员应充分重视地基变形计算,不断积累工程数据,逐步完善计算方法。

摘要：高压输电线路普遍采用超静定铁塔结构，这种结构对地基的不均匀沉降非常敏感。当地基发生不均匀沉降时，即便很小的沉降差，也会引起对超静定铁塔结构附加应力，从而导致塔材变形、塔身倾斜，危害线路运行安全，给电气工艺提出更高要求。因此，对处于软弱地基上的铁塔，应进行地基变形计算，并将地基变形值控制在规范容许的范围内。文章主要探讨地基变形计算方法。

关键词：铁塔,基础,地基,地基变形

参考文献

[1]黄熙龄，等．建筑地基基础设计规范[M]．北京：中国建筑工业出版社，2002．

[2]于润芳，等．架空送电线路基础设计技术规定[M]．北京：中国电力出版社，2005．

地基沉降引起柔性管道的内力和变形 第6篇

随着国民经济的飞速发展, 高层、超高层建筑数量快速增长, 与之对应的深基坑工程也日益增多, 与此同时地下管线的建设规模与数量亦不断扩大。因此研究城市地下管道在自身荷载及周围环境影响作用下的安全性具有重大的经济效益与社会效益。

由于地下柔性管道在自身受力特性上与刚性管道有显著的差异, 柔性管道由于其无抗弯刚度, 所以在其受力时只能承受拉力而不能承受弯矩, 故当柔性管道在地基发生沉降时, 在位移、内力计算、破坏形态及其判别上将与刚性管道有所不同。对其在上述作用下的变形及内力的研究有其必要性。

1 地下柔性管道的内力及变形

1.1 基本假设

1) 地下管道在外力的作用下产生变形的过程中, 管道与土体始终紧密相贴, 即管道的挠度与土体的沉陷或隆起处处相等。

2) 由于管道与土体间的摩擦力较小, 对计算结果影响不大, 故略去不计。

3) 地下管道是张紧的, 变形较小, 处于线弹性范围, 管道只承受拉力, 不计压缩、弯曲、剪切及扭转刚度。

4) 纵向沉陷曲面取为抛物面, 设为:

ω=ax2+bx+c (1)

其中, 常数由边界条件x=L, ω=0;x=-L, ω=0;x=0, ω=ωm确定, 求得:

$a=-\frac{\omega {}_m}{L{}^2}‚b=0‚c=\omega {}_m$ (2)

从而:

$\omega =\omega {}_m\left(1-\frac{1}{L{}^2}x{}^2\right)$ (3)

其中, ωm为抛物面最大下沉值, m;L为下沉盆地的主要影响半径, m。

5) 地下管道边界假定为两端固定铰支座, 这样假定忽略了地基沉降范围外的地下管道变形对管道内力的有利影响, 趋于安全。

1.2 计算模型

本文采用悬索模型[1]对其进行受力及变形分析, 模型中, 管道两端为固定铰支座, 管道受一竖向分布力q (x) 作用, 其值可由相应情况求得, L为地基沉降的影响半径。在管道受力时, 索内仅存在拉力, 如图1所示。

根据微段的水平与竖直方向的受力平衡有:

∑X=dTx=0, dTy+q·ds=0 (4)

于是可得式 (5) :

$\frac{\text{d}{\rm T}{}_x}{\text{d}s}=0,\frac{\text{d}{\rm T}{}_y}{\text{d}x}=-q$ (5)

其中, Tx, Ty分别为管道张力的水平与铅直分量;dTx, dTy均为它们沿长度方向的改变量。从式 (5) 中可以看出, 管道中的水平分量是个常量。

以管道横截面的水平坐标x为基本变量, 利用张力的水平分量Tx, 将张力的铅直分量Ty 表示成:

${\rm T}{}_y={\rm T}\frac{\text{d}y}{\text{d}x}={\rm T}{}_x\frac{\text{d}y}{\text{d}x}$ (6)

代入式 (5) 的第2个方程, 得到:

${\rm T}{}_x\frac{\text{d}{}^{2}y}{\text{d}x{}^2}=-q$ (7)

此即为地下柔性管道在一般荷载作用下的位移微分方程。

1.3 土体处于弹性状态

当土体处于弹性状态时, 在实际工程中, 对于柔性管道一般近似认为管道的变形与地基变形一致, 由式 (3) 可确定管道的竖向位移方程, 即:

$y=\omega {}_m\left(1-\frac{1}{L{}^2}x{}^2\right)$ (8)

考查管道的变形Δl, Δl的计算可以从两个方面进行考虑:一方面当管道竖向位移方程已知时, 由曲线的弧长积分公式可得:

$\text{Δ}l={\displaystyle {\int }_{-L}^L\sqrt{1+y^{\prime }{}^2}}\text{d}x-2L$ (9)

另一方面当管道张力沿管道全长的分布已知时, 由材料力学的变形计算可得:

$\text{Δ}l={\displaystyle {\int }_L\epsilon }\text{d}s={\displaystyle {\int }_L\frac{{\rm T}}{EA}}\text{d}s$ (10)

联立式 (8) ～式 (10) , 即可解得管道张力及管道伸长量等。

1.4 土体处于极限状态

1.4.1 荷载计算

增加两点假定:

1) 管道下的土体已经与管道脱离, 对管道无任何作用;2) 整个变形范围2L内, 土体均处于极限状态。这样假定趋于安全。

当土体处于极限状态时, 由朗金 (W.J.M.Rankine) 土压力理论, 土体的破坏面与水平方向的夹角为$45°+\frac{\text{ϕ}}{2}$, 其中, ϕ为土的内摩擦角。可认为此时管道上位于土体破坏面内三角形区域内的土体重量全部作用在管道上, 取x轴向一微段dx, 计算土体的重量:

$G=\gamma V=\gamma h{}^2\cot (45°+\frac{\text{ϕ}}{2})\text{d}x$ (11)

管道所受线性分布荷载为:

$q=\frac{G}{\text{d}x}=\gamma h{}^2\cot (45°+\frac{\text{ϕ}}{2})$ (12)

其中, q为管道所受土体竖向线荷载, kN/m;γ为土体的重度, kN/m3;h为地下管道的埋深, mm;ϕ为土体的内摩擦角, rad。

1.4.2 位移方程的推导

在土体处于极限状态的情况下, 采用与土体处于非极限状态下一样的计算模型。由1.2节的分析, 管道的微分方程如下:

${\rm T}{}_x\frac{\text{d}{}^{2}y}{\text{d}x{}^2}=-q$ (13)

结合式 (12) , 式 (13) 变为:

${\rm T}{}_x\frac{\text{d}{}^{2}y}{\text{d}x{}^2}=-\gamma h{}^2\cot (45°+\frac{\text{ϕ}}{2})$ (14)

令$k=\gamma h{}^2\cot (45°+\frac{\text{ϕ}}{2})$, 则式 (14) 变为:

$\frac{\text{d}{}^{2}y}{\text{d}x{}^2}=-\frac{k}{{\rm T}{}_x}$ (15)

解之得:

$y^{\prime }=-\frac{k}{{\rm T}{}_x}x+C{}_1$ (16a)

$y=-\frac{k}{2{\rm T}{}_x}x{}^2+C{}_{1}x+C{}_2$ (16b)

为了求得式 (16) 中的各常数, 需要再补充一边界条件:

x=0, y′=0;x=L, y=0。

代入式 (16) 解得关于上述边界条件的解析解:

$y=-\frac{k}{2{\rm T}{}_x}x{}^2+\frac{k}{2{\rm T}{}_x}L{}^2$ (17)

此即为地下管道当土体处于极限状态下在地基沉降作用下竖向位移的一般方程。

为了求Tx, 考查管线的变形Δl, Δl的计算可以从两个方面进行考虑:一方面当管线竖向位移方程已知时, 由曲线的弧长积分公式可得:

$\text{Δ}l={\displaystyle {\int }_{-L}^L\sqrt{1+y^{\prime }{}^2}}\text{d}x-2L={\displaystyle {\int }_{-L}^L\sqrt{1+\left(\frac{k}{{\rm T}{}_x}x\right){}^2}}\text{d}x-2L(18)$

另一方面当管道张力沿管道全长的分布已知时, 由材料力学的变形计算可得:

$\begin{array}{l}\text{Δ}l={\displaystyle {\int }_L\epsilon }\text{d}s={\displaystyle {\int }_L\frac{{\rm T}}{EA}}\text{d}s={\displaystyle {\int }_{L{}_x}\frac{{\rm T}{}_x}{EA}}\left(\frac{\text{d}s}{\text{d}x}\right){}^2\text{d}x=\\ {\displaystyle {\int }_{-L}^L\frac{{\rm T}{}_x}{EA}}\left[1+\left(\frac{k}{{\rm T}{}_x}x\right){}^2\right]\text{d}x(19)\end{array}$

联立式 (18) , 式 (19) 即可解得张力水平分量Tx, 进而可求出管道竖向位移方程、最大竖向位移、最大张力及管道伸长量等。

2 工程实例

2.1 工程概况

上海某工程深基坑[6], 基坑开挖深度为13.5 m, 采用钻孔灌注桩围护, 桩长24 m;东侧距基坑2 m有一电话线, 共布置了7个测点对电话线位移进行监测。电话线为铜芯电缆, 直径50 mm, 铜的弹性模量E铜=1.08×105MPa, 抗拉强度245 MPa。

2.2 地下管道变形实测分析

地下电话管线7个测点的沉降观测值如表1所示。

地下电话管线沉降实测图如图2所示, 最大沉降发生在第5个测点, 最大位移为55 mm, 曲线整体变化规则, 但整体并不对称, 这是由于管线相对于基坑不对称及土的不均匀造成的。

2.3 理论计算与实测结果对比

实测曲线与理论计算曲线如图2所示, 从图2可以看出, 管道沉降的理论计算最大沉降值为55.8 mm, 实测值为55 mm, 两者相差比较小, 而且从两者曲线形状来看, 也基本吻合。

另外, 由计算得到管道最大水平张力为489.1 N。

通信电缆中铜的抗拉强度为245 MPa, 塑料保护层的抗拉强度为200 MPa, 故:

[T]=[σ]A>200×252×π=392 500 N。

Tmax远小于[T], 所以可以判断管道在上述地表沉降作用下是安全的, 而这点也与实际状况比较吻合。

3 结语

1) 推导出了土体分别处于弹性状态和极限状态下的地下柔性管道的位移方程, 并对其解做了相应的分析讨论。

2) 推导出了土体处于极限状态下的张力值, 最大张力值, 管道最大位移的计算。

3) 应用所推公式对实际工程案例进行了相关分析, 证明了所推公式的合理性与可行性。

参考文献

[1]应祖光.材料力学中索的张力与变形[J].力学与实践, 2004 (26) :68-70.

[2]李大勇, 张土乔, 龚晓南.深基坑开挖引起临近地下管线的位移分析[J].工业建筑, 1999 (11) :26-41.

[3]周健.环境与岩土工程[M].北京:中国建筑工业出版社, 2001.

[4]孙钧.地下工程设计理论与实践[M].上海:上海科学技术出版社, 1996.

[5]刘建航, 侯学渊.基坑工程手册[M].北京:中国建筑工业出版社, 1997.

[6]龚晓南.基坑工程实例1[M].北京:中国建筑工业出版社, 2006:39-53.

地基变形 第7篇

煤矿的建立的意义和采煤工作的具体内容主要包括开采煤炭以及原煤的输送，煤矿中原煤的输送方式是通过皮带输送机完成的，这一方式是最要的主要的，而且在很多的煤矿中都是唯一的方式，所以它的正常运行直接关系着煤矿的原煤生产和经济效益。在皮带输送机进行输送任务的时候，煤矿栈桥担负着重要的角色，只有保证煤矿栈桥地基的长期稳定和不产生影响正常运输生产的较大变形，才能够保证原煤运输的顺利、高效的进行，才能够实现煤矿生产的重大意义，基于这一点，对栈桥的建筑要求必须具备良好的地基，尤其是在特殊地基土地区，做好地基的处理，才能够有效地避免投入使用后产生不均匀的沉降。

虽说经过长期以来的煤矿生产的发展，从事原煤开采与生产的人员也越来越重视煤矿栈桥地基在原煤生产中的作用，但是在这一方面近年来还是存在着许多突发的灾难情况，有调查显示：某煤矿皮带传输机栈桥工程在1994年投入使用后，不到五年的时间便发生了310～770毫米的沉降以及40～840毫米的倾斜，并且一直处于持续发展的趋势，这一严重现象明确的显现出煤矿栈桥现金仍然存在一些不能避免的问题，这都严重影响原煤生产的正常进行。

2 栈桥地基变形原因分析

栈桥变形的最主要表现就是轴的沉降、上升等，根据1999年的检测报告显示，最严重的现象是有大多数的轴都会出现这种现象，因此栈桥地基变形越来越受到重视，并且经过长时间的对栈桥地基的工程地质条件和具体的现场使用情况进行相应的调查，再通过实际计算的分析，一致总结出以下几点造成煤矿栈桥地基发生大面积变形得到原因：

1）大面积超载。

再栈桥的使用过程中，对于地基表面的堆煤高度是有一定的限度的，一半高达七到九米。通过相关计算可知，在不堆煤的情况下大约的承受压力是23.3KPa，各层土的沉降量中压缩层只有基底以下三米的范围，而实际情况下在这个范围内，各层土的实际应力都是小于允许的承载力的，实际的总压缩量仅仅有30毫米而已。在大面积进行堆煤的情况下，基底所要承受的压力却高达143.3KPa，压缩的厚度也已经增加到12米左右。因此，造成实际的应力远远大于允许的承载能力标准，从而地基发生变形的情况就会普遍的发生，沉降的距离也在跟着加大，而且范围也在不断扩展。

2）地表水的渗入。

我国煤矿行业虽然从建设开始到现在都一直在发展，但是我们不可否认的是，在现在开采煤矿的时候还依旧应用着过去的许多设备以及设计，而原设计中的许多措施都存在这样或那样的缺点或不足，尤其是在原设计中排水措施欠佳，所以在遇到雨季的时候，雨水和煤的渗水就很可能深入还没有经过处理的第一层黄土，这样的后果就是因潮湿造成的轴的沉陷。

3）原地基处理深度不够。

煤矿栈桥基底下的具有五到七米的湿陷性黄土，但是在处理的时候只能处理两米左右，而剩下的没有处理过的却有一多半，而没有经过处理过的这层黄土是一种没有饱和并且相对疏松的土，有大孔和垂直节理。在正常的湿度下，硬度和强度都比较高，但是一旦遇到雨水侵蚀的时候，强度就会明显的降低，然后再加上附加的压力或者附加压力与图自身的重力压力两者的共同作用下，地基就会明显的下沉，最后造成严重的湿陷现象。

3 煤矿栈桥地基变形应对措施

无论是大面积超载、地表水渗入，还是原地基处理深度不够这些造成煤矿栈桥变形的原因，究其根本都是因为在最初的设计中许多的设备以及措施欠妥，所以针对这一现象我们需要对地基处理方案方面进行切实的研究。

1）对变形轴线进行加固。

经过栈桥变形后，煤矿的相关人员采用过许多的方案来对容易发生沉陷的轴地基进行加固，这其中应用最多的就是斜撑的方式，其本质就是运用混凝玉灌注桩，对下沉的轴线进行斜撑，起到对竖向力及水平力的控制作用。

2）地基加固、纠偏及顶升方案设计。

在上面我们提到的加固方案中，如果遇到不是主体轴线变形和造成的沉陷，而是整体的沉陷的情况的时候，我们采用的斜撑方式并不能起到任何作用，所以我们需要考虑纠偏和顶升的方式，这样双管齐下，才能够有效的增加其实践性，而减少其的风险性，也从而才能使加固地基后栈桥处于正常的运营状态。

3）静压桩加固、纠偏及顶升理论。

静压桩托换技术属于装饰托换的一种类型，同时它也是一种重要的加固方式，而且它同斜撑式加固的方式相同都是运用混凝土作为材料，而且工作原理是利用原有建筑物的自重作为将桩体压入地基中的反力。

总而言之，煤矿的栈桥是在原煤生产与运输的起着举足轻重的作用，所以针对找出的各种造成煤矿栈桥变形的原因，我们通过把上面提出的具体措施切实的付诸实施，才能够从根本上防御、防止栈桥的变形，从而让原煤的运输正常运营。

参考文献

[1]黄强.桩基工程若干热点技术问题[M].北京:中国建材工业出版社,1996.

[2]陈正汉,刘祖典.黄土的湿陷变形机理[J].岩土工程学报,1986.

地基变形 第8篇

关键词：固结,竖向排水体,轴对称,平面应变,计算参数

含竖向排水体地基是指在天然地基中打设竖向排水体(包括普通砂井、袋装砂井、塑料排水板),再进行堆载预压的地基。建立分析含竖向排水体地基固结变形的计算方法,是为了确定使处理后的地基在满足规定时间内完成所需固结量的条件下,竖向排水体的数量和间距。

1含竖向排水体地基固结变形计算方法

1.1 解析解法

Barron在1940年～1942年间发展了基于Terzaghi固结理论的含竖向排水体地基固结的解析解方法,并于今后得到了很大的发展。它们多以单井固结理论分析方法为基础。假定地基表面荷载均匀分布,且分布面积无穷大。从而近似认为每根竖向排水体对加速软黏土地基固结的作用相等,且为拥有相同圆柱体影响域的独立系统,其中渗流呈空间轴对称状态。进而将整个含竖向排水体地基的固结问题转化成了单井地基轴对称固结问题。

特别是轴对称固结条件下顶面透水底面不透水含竖向排水体均质各向同性地基单井固结这一基本问题,一直是研究的热点。该问题的基本情况如图1所示,其中,rw,h分别为竖向排水体的半径和深度;rs为涂抹区半径;re为竖向排水体有效影响半径,在涂抹区以外,re以内为未扰动土区。针对这一问题,许多学者(Barron,Yoshikuni 和Nakanodo[2],Hansbo,Onoue[3],谢康和与曾国熙,赵维炳[4],Zhu 和Yin[5]等)根据不同的假定条件和考虑的因素,相继提出一些解析解答。其中有等应变解[4]和自由应变解[2,3,5],有的是隐式近似解而非严密解,绝大部分解答将径向固结和竖向固结(通常直接利用Terzaghi一维理论)单独求解,然后根据Carrillo定律进行组合得到地基的整体固结[2];文献[2][3][5]虽然是严格的径竖向耦合固结自由应变解,特别是文献[5]不但可以考虑总应力随时间变化,而且可用于荷载线性施加的情况,但是它们解答复杂,需要数值方法求解,不便于工程应用;文献[4]则是径竖向耦合固结的等应变显式严密解答。

单井地基轴对称固结理论简单,尤其是等应变条件下的单井地基轴对称固结理论,一直是国内外含竖向排水体地基设计和分析的主要理论基础。可以认为,它们将在实际竖向排水体工程中长期占据主导理论的地位[1]。

1.2 数值解法

数值解法通过对整个含竖向排水体地基的建模尽可能的模拟实际情况,能够更好的反映含竖向排水体地基材料差异和空间渗流的基本特征。目前常用的分析含竖向排水体地基固结变形的数值解法主要包括有限元法。

实际的含竖向排水体地基固结变形问题属于三维空间问题,严格的分析方法是对整个地基进行三维有限元模拟,但是三维固结有限元分析本身的工作量就已经很大,如果再加上密集的竖向排水体会导致划分的单元大为增加。

所以,有必要将含竖向排水体地基固结按平面应变问题来处理。从而引发了一系列的研究[6,7,8]。

其中,文献[1][6]仅将土体水平向渗透系数按井距放大倍数的平方放大,保证放大前后水平向固结系数相等。这样做只是使放大前后的含竖向排水体轴对称水平向固结等效了,并没有将含竖向排水体地基轴对称固结转化成平面应变固结问题,因而不合理。

文献[7][8]根据将有一定间隔分布的竖向排水体想象成沿纵向连续不间断分布的砂墙,这种含砂墙的地基就可以当成平面应变问题来分析的想法,提出了一系列平面应变固结解析解答和相应的将含竖向排水体地基轴对称固结转化成平面应变固结问题的等效固结分析方法。其中有的是隐式近似解而非严密解,绝大部分解答将水平向和竖向固结(通常直接利用Terzaghi一维理论)单独求解,然后根据Carrillo定律进行组合得到地基的整体固结[7,8]。

以现有的等效固结分析方法为基础,平面应变有限元法日益被土木工程师应用于分析含竖向排水体的软黏土地基的固结变形中。

2含竖向排水体地基固结变形计算参数研究现状

2.1 几何参数

1)竖向排水体井距、打设深度。

竖向排水体间距是指相邻两个竖向排水体中心之间的距离。打设竖向排水体时,工程中一般采用“细而密”的布置方式。在实际工程中,考虑到经济性和实际的效果,竖向排水体的间距及打设深度都有一定的变化范围。根据文献中工程实例,可粗略得知常用竖向排水体间距一般为1 m～3 m,打设深度一般为10 m～40 m。

2)竖向排水体有效影响范围半径。

在软黏土地基中按照等边三角形或正方形的布置原则打设一定间距的竖向排水体,假定每个竖向排水体只对自身周围半径为re范围内的圆柱体土体产生作用,re为竖向排水体有效影响范围半径。则:

re=0.564S(正方形布置),

re=0.525S(等边三角形布置)。

其中,S为井距。

3)PVD的等效直径。

PVD的形状与普通的圆形砂井有很大的差异,必须先确定PVD的等效直径,将PVD转化成普通的圆柱形砂井,才能利用传统的含竖向排水体地基轴对称固结理论对PVD进行设计和计算。Hansbo利用等排水边界假定(即假定PVD和砂井的周长相等,两者会达到相同的固结效果)提出:rwe=(b+t)/π。其中,rwe为PVD的等效半径;b,t分别为PVD的宽度和厚度。

2.2 考虑涂抹作用的相关参数

考虑涂抹作用,主要是确定涂抹区半径rs、未受扰动土区和涂抹区水平向渗透系数的比值kh/ks。前者反映了涂抹区的范围,后者主要用来反映涂抹区渗透系数的变化,它们是降低地基固结速率的重要因素。为了确定涂抹范围的大小和渗透系数的变化,给设计提供参照,许多学者利用室内试验、反分析、现场实测等方法展开研究。根据已有的研究成果可以得到涂抹区范围取值一般为rs=(1～8)rw,涂抹区与未受扰动土的渗透系数比值为kh/ks=1～10。

3存在的问题

现有的用于研究含竖向排水体地基固结的单井地基轴对称固结理论均是在假定地基附加应力沿竖向排水体深度为均匀分布的基础上得到的。当竖向排水体深度与地面堆载区宽度的比值相对较高或竖向排水体的影响区域靠近地面堆载区的边缘时,这个假定与实际地基附加应力随深度递减情况不相符合。

对于将含竖向排水体地基轴对称固结向平面应变固结的等效问题,虽然已有很多方法,但缺乏系统的研究和对比,而且只适用于单层地基、地质条件较简单的情况。另外,等效基本变量的选择也不是十分合理,还有待于进一步探讨。相关计算参数的测定方法种类繁多,但是缺乏统一的标准来衡量各方法测得值的数量关系。每种方法的测得值与真实的参数取值尚有出入,仍需改进。

参考文献

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[6]沈珠江,易进栋.海滩软土路基的固结变形分析[J].岩土工程学报,1987,9(6):11-12.

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