地基岩体稳定性分析

地基岩体稳定性分析（精选8篇）

地基岩体稳定性分析篇1

论述了层状岩体的地质特征及其物理力学特征,在此基础上,归纳了层状岩体构成的边坡几种变形破坏模式,然后对边坡破坏后形成的滑坡进行了稳定性数值分析.最后得出一些结论及认识.

作者：范文俞茂宏李同录彭建兵 Fan Wen Yu Maohong Li Tonglu Peng jianbing 作者单位：范文,俞茂宏,Fan Wen,Yu Maohong(西安交通大学,西安,7l0049)

李同录,彭建兵,Li Tonglu,Peng jianbing(西安工程学院,西安,710054)

地基岩体稳定性分析篇2

随着社会经济的飞速发展, 山区建设进程加快。山区的公路、铁路以及水利枢纽的兴建使得危岩体灾害发生的频率越来越高, 人们也越来越重视对危岩体的防治[1]。

很多地区都存在着危岩体的地质灾害隐患, 而对危岩体进行稳定性分析, 是消除这些灾害隐患必不可少的工作。

本文对某危岩体进行了分析, 并就该危岩体的稳定性作出评价, 进而提出了该类危岩体的灾害预测和防治方案建议。

1 危岩体的特征

1.1 地貌概况

该区属河谷斜坡地形, 为青竹江东岸阶地后缘, 基岩零星裸露。坡脚高程788米, 地形高差为290米。山脊两侧坡体较为陡峻, 自然坡角30°~70°, 坡面植物发育, 多为灌木等低矮树丛, 局部地带危岩耸立, 岌岌可危。山坡坡顶为裸露的岩质山坡, 岩性为白云质灰岩。半坡多为残坡积碎块石土。坡脚为崩坡积物, 岩性为中密粘土夹碎块石, 坡脚前缘为青竹江一级阶地的砂卵石堆积, 阶地高2-3m。

1.2 地质要素

该危岩体位于东山山脊南侧半坡处, 后缘中心坐标为:X=522507.3679, Y=3607579.3073。经初步调查, 该危岩体于“5.12”地震时发生崩塌, 主方向为S20°W, 危岩体长9m, 宽8m, 分布范围前缘高程872.5m, 后缘高程882m, 高差9.5m, 坡度为50°, 根据槽探TC-01查明:卸荷带厚度约3m, 危岩体体积约216m3, 为小型崩塌。危岩体坡脚为地震后崩落岩体形成的倒石堆, 倒石堆顺坡长度为8m, 宽度为9m, 坡度为45°。坡体总体为顺向坡。通过实地调查并结合坡面与裂隙组合方式 (图1) , 滑塌式崩塌可断定为该灾害体主要崩塌破坏模式。

1.3 物理力学指标

经过工程地质勘查和试验得出危岩体结构面的物理力学参数。经综合考虑后, 表1的参数被用作该危岩体的计算参数。

综合考虑该地区白云质灰岩的抗压抗拉强度参数取值为:天然状态下, 抗拉强度为64.6MPa, 抗拉强度为3.876MPa;饱和状态下抗拉强度为37.4MPa, 抗拉强度为2.244MPa。

2 稳定性计算

2.1 选择计算方法

前危岩体稳定性定量分析方法有极限平衡法和有限元法等。极限平衡法的优点是:不考虑危岩体的应力-应变关系, 受力比较明确, 所需要的计算参数较少, 计算结果基本反映了危岩体的实际稳定状况。有限元法能很好地反应危岩体的应力-应变关系, 并不受边坡几何形状和材料不均匀的限制, 因而是危岩体稳定性分析中一种较为理想的方法[7]。但是有限元法有建模困难, 运算过程冗长等不足。该危岩体形状比较规则, 岩性单一, 相关参数较少, 采用极限平衡法比较合理。

2.2 建立计算模型

据调查及前述结构面赤平投影图可知, 该危岩体其岩层倾向与山坡坡向大体一致;且该危岩体的倾角与山坡坡脚也大小相当。所以可得知该危岩体为典型的顺层不良地质, 边坡稳定性较差。在地震、雨水等外力作用下, 岩体倾向坡外的两组较陡结构面被震松, 形成地震震裂裂缝, 故岩体在地震的诱发下易发生滑塌崩塌。

滑塌式危岩计算模型 (图2) , 其倾角为β (°) , 等效强度参数为c、ф。W为危岩体的自重 (k N) , P为水平地震力 (k N) 。针对主控结构面进行分解[2,3], 有:

法向分量N=Wcosβ-Psinβ, 切向分量T=Wsinβ+Pcosβ

假定法向分量和切向分量沿主控结构面均匀分布, 破裂面上的平均法向应力、平均剪应力及抗剪强度分别为:σ=N/H/sinβ, τ=T/H/sinβ, τf=σtgф+c

稳定系数为:

对于工况Ⅰ, 结构面内的充水深度为主控结构面深度的1/3。裂隙水压力与稳定系数分别为:Q=γwe2/18, Kf=[ (Wcosβ-Q) ·tgф+c H/sinβ]/ (Wsinβ)

对于工况Ⅱ, 结构面内的充水深度为主控结构面深度的2/3。裂隙水压力与稳定系数分别为[3]:Q=2γwe2/9, Kf=[ (Wcosβ-Q) ·tgф+c H/sinβ]/ (Wsinβ)

对于工况Ⅲ, 结构面内的充水深度为主控结构面深度的1/3。裂隙水压力与稳定系数分别为:Q=γwe2/18, Kf=[ (Wcosβ-Psinβ-Q) ·tgф+c H/sinβ]/ (Wsinβ+Pcosβ)

2.3 确定工况和荷载组合

定量对危岩体计算, 稳定性的计算工况和荷载组合状况要考虑。查阅规范并且依足够数量的工程实例, 工况和荷载组合一般需要考虑如下三种[5]:

(1) 工况:天然状态下。危岩自重+裂隙水压力。 (2) 工况:天然状态+暴雨状态下。危岩自重+裂隙水压力。 (3) 工况:天然状态+地震状态下。本次危岩稳定性计算工况及荷载组合按照以上三种工况来考虑。

2.4 选取其它参数

由据勘查资料并通过地区经验和参数反演的方法进行综合取值得出各结构面的抗剪强度的取值。因为危岩体结构面的不同故参数取值也有所不同, 其结构面参数取值范围为C=30~50k Pa, ф=25~35°, 各段的结构面参数及物理参数取值详见表1。

3 安全分析与评价

陈洪凯等根据危岩稳定系数将危岩稳定性分为三种状态:不稳定、基本稳定和稳定[6]。

3.1 定性评估

根据现场的调查和勘探, 并结合前述赤平投影分析, 该危岩体在“5.12”地震过程中发生了崩塌。目前坡体上还残留有较多的危岩块石, 坡面极为松散破碎。这些危岩体处于欠稳定状态, 未来在暴雨或地震的情况下很可能再次发生崩塌。

3.2 量化分析

按照2.2所述计算方法及表1提供的计算参数, 根据对危岩体的现场调查和分析, 确定危岩体的破坏模式为滑塌式。下面利用滑塌式破坏模式计算方法, 根据勘查提供的剖面, 对该危岩体进行稳定性计算和分析评价。

该危岩体在工况I (天然状态) 下的稳定性系数为1.32, 处于稳定状态;在工况Ⅱ下的稳定性系数为1.12, 处于欠稳定状态;在工况Ⅲ下的稳定性系数为1.11, 处于欠稳定状态。该危岩体目前处于极限平衡状态, 随着各裂隙不断延伸, 其稳定性会越来越差。建议对已解体的危石进行开挖除险, 或考虑被动防护网拦挡措施。治理措施可考虑采用主动防护网进行防护[4]。

4 结语

关于滑塌类危岩体的稳定性分析方法有很多, 不同方法有各自的优缺点。对于特定的危岩体, 在对其进行稳定性分析时应该根据其特点, 选择适合的稳定性分析方法。本文的分析过程, 可供类似地质和岩体的安全评价参考。

在实际的地形地貌条件下, 危岩体的勘察往往难度较大。随着时间的推移, 危岩体本身的某些地质要素也会发生变化, 稳定分析只能大致反应危岩体被勘察时的性状。对危岩体进行安全鉴定后, 应该及时进行相应的治理。

摘要：危岩体崩塌往往导致重大的生命财产损失。针对白云质灰岩的特定产状, 应用相关理论建立了滑塌式崩塌模型。在三种不同的荷载组合下计算了危岩体的稳定性, 分别得出稳定性系数。对危岩的安全性进行了定性和定量的分析评价, 并提出了防治的原则性建议。分析过程和结论可供类似的地质和岩体治理参考。

关键词：地质灾害,危岩体,滑塌,稳定分析

参考文献

[1]张伟锋.危岩体危险性评价及防治对策研究——以雅砻江锦屏一级水电站为例[D].成都理工大学, 2007.

[2]陈洪凯, 鲜学福, 唐红梅等.危岩稳定性分析方法[J].应用力学学报, 2009, 26 (2) :278-282.

[3]李卫民, 耿宏汉.FAST台址区危岩稳定性分析[C].2010年全国工程勘察学术大会论文集, 2010:578-587.

[4]骆银辉, 胡斌, 朱荣华等.崩塌的形成机理与防治方法[J].西部探矿工程, 2008, 20 (12) .

[5]张瑛“.5.12”汶川大地震震裂山体灾害勘查评价与治理设计方法研究[D].成都理工大学, 2009.

[6]陈洪凯, 唐红梅, 胡明等.三峡库区危岩稳定性计算方法及应用[J].岩石力学与工程学报, 2004, 23 (4) :614-619.

高速公路岩溶地基稳定性分析篇3

[关键词]岩溶;地基;稳定性;安全距离

[中图分类号]U445.551[文献标识码]A[文章编号]1009-9646(2010)09-0061-02

一、岩溶路基稳定分析方法

现阶段的岩溶地基稳定性分析方法主要可以分为三类,即定性评价法、经验半定量分析法和定量的数值分析法。定性评价方法适用于一般工程或工程的初勘阶段的溶洞顶板稳定性的分析评价,包括影响因素分析法、经验比拟法、专家系统评价法和排除法等。经验半定量分析法的基本内容是对洞穴顶板安全厚度与溶洞距路基安全距离的估算。相比定量分析法,经验半定量分析法较为实用,在工程中应用较多。定量分析法因涉及岩土体力学参数和边界条件甚多且不易确定,故一般先由假定条件建立相应的物理力学模型或数学模型,再进行分析计算,据结果对岩溶空洞稳定性作出评价和判断。

二、岩溶地基稳定性分析

1洞穴顶板安全厚度

采用结构力学近似分析法对溶洞进行验算。对于场地内的岩溶地基,根据勘探过程中采用钻探、物探手段揭露的溶洞规模,假定不同情况进行半定量评价。根据钻探和物探结果分别对地下岩溶溶洞进行稳定性分析并相互参考部分参数,如由于钻探只能揭示溶洞高度而没有水平宽度,因此从物探资料中获取该点洞径同样物探揭露溶洞的顶板岩性也参考附近钻孔资料。

根据钻探和物探所揭露溶洞埋深、高度、顶板厚度、岩性以及物探解译溶洞埋深、直径(宽度)、高度以及溶洞顶板厚度等,以此分析溶洞顶板的最小安全厚度,得到填方高度时地基的稳定性,为了在较大的安全系数下对溶洞进行计算分析,假设溶洞内部全无充填,来验算顶板的抗压及抗剪强度。当溶洞无充填且不稳定时,才考虑溶洞充填对塌陷的影响及塌陷对工程的影响。

半定量分析我们主要用估算顶板安全厚度法中的结构力学近视分析法和散体理论计算法。结构力学近似分析法是通过结合顶板厚跨比值,采用梁板拱的简化计算模型,根据顶板裂隙分布情况,分别对其进行抗弯、抗剪验算。散体理论计算法适用于顶板严重风化,裂隙发育,有可能坍塌的溶洞、土洞。因此我们假设溶洞都存在安全隐患进行验算。

从结果可以看出:

(1)在路基荷载下有4个溶洞处于不稳定状态,集中在浅层溶洞,顶板埋深11.8m以内,因此在路基填土作用下,12m以内浅层溶洞会出现明显局部失稳。

(2)在路基荷载下有3个处于较稳定状态。考虑到安全系数很小,从表中可以看出这3个溶洞的填充状态基本全填充或半填充,溶洞的净高很小,按塌陷填塞法计算安全厚度,假设不稳定溶洞塌陷,自然填满,不会产生影响,可以满足工程要求。

(3)在路基荷载下其余溶洞处于稳定状态,可以看出无论从抗剪、抗弯及塌陷填塞法验算,都符合要求,同时我们发现处于稳定的溶洞都集中在深层地基下基本处于15m以下,这些溶洞的稳定主要是由于顶板岩石强度较高,溶洞内填充情况也较好,溶洞跨径和高度也不是很大。

(4)根据勘察揭露区域的溶洞,从以上计算和分析结果中可以看出,多数溶洞处于稳定和较稳定状态,它们都处于深埋溶洞,对深埋溶洞的个别较稳定溶洞可以采取一定处理。不稳定状态的溶洞都是浅埋溶洞,可以推断出本岩溶区浅埋溶洞的稳定性存在着严重的安全隐患,因此对浅埋溶洞,需要进行特殊的处理方法,对整个岩溶区路段埋深15m以内的溶洞,都需要处理,排除工程隐患。

2溶洞距路基安全距离的估算

由公路路基设计规范规定:当岩溶地貌位于路基两侧时,应判定岩溶对路基的影响,对于开口的岩溶地貌,可参照可参照自然边坡来判别其稳定性及其对路基的影响。对于地下溶洞可按坍塌时的扩散角进行计算,如图l所示:顶板埋深为H的溶洞,其对路基的影响距离L根据塌陷扩散角脒得:L=H/tanβ

根据实际验算,安全距离/实际距离<1的溶洞有LZKI、LZK8、CLZKl03、CLZK104+I、CLZK71五处共8个溶洞,这8个溶洞距路基的实际距离都大于计算所得的安全距离,可以不必考虑其对路基工程的影响。而另外8个溶洞则需要结合路基工程影响深度考虑其对路基工程的影响。

参考文献:

[1]刘招伟,岩溶隧道灾变预测与处治技术[M],北京:科学出版社,2007

[2]程星,岩溶塌陷机理及其预测与评价研究[M],北京:地质出版社。2006

[3]刘之葵等,岩溶区溶洞及土洞对建筑地基的影响[M],北京:地质出版社,2006

[4]康厚荣,岩溶地区公路修筑理论与实践[M],北京:人民交通出版社。2008

作者简介:

杨晨(1987.1—),女,汉族,黑龙江省大庆人,中南大学土木建筑学院本科在读,研究方向:工程管理。

地基岩体稳定性分析篇4

地下开挖对周围岩体应力环境的影响分析

随着人类活动范围的不断扩大,人类开始大规模的开发地下空间,它在扩大城市容量和改善城市环境方面有着广泛的前景,而且比向上部空间开发更为有效,但也带来了一系列的地质问题.由于地质构造、岩土体性质、施工方法等原因很难以定量的`方法来评价地下空间开发对周围地质环境造成的损害,当这种损害达到一定程度时就会形成地质灾害.因此,建立地下结构与围岩之间的相互关系就迫在眉睫.笔者在原有弹性力学和岩体力学的基础上结合协同学中的有关理论对地下空间开挖对周围环境的影响进行了初步的探讨.

作者：刘宁于广明魏金波 Liu Ning Yu Guang-ming Wei Jin-bo 作者单位：青岛理工大学土木工程学院,青岛,266033 刊名：青岛理工大学学报 ISTIC英文刊名：JOURNAL OF QINGDAO TECHNOLOGICAL UNIVERSITY 年，卷(期)：2006 27(1) 分类号：X821 关键词：地下空间地质环境协同作用地质灾害

地基岩体稳定性分析篇5

1 特征

1.1 形态分布特征

天生城台状中丘斜坡体上发育有三级陡崖, 以第一级陡崖的危岩最为发育, 第二级次之, 又以其南侧陡崖段危岩最为发育。靠近陡崖边缘的岩体受构造裂隙、卸荷裂隙的切割, 被分割成块体, 块体脱离母岩形成危岩体。经调查, 共有危岩体219处, 总方量101 908 m3。线密度0.054个/m, 线体积密度25.16 m3/m。三级陡崖危岩均发育于砂岩之中, 形态以柱状, 块状, 楔形状为主, 次为壳状和不规则状。

1.2 水文地质特征

台状中丘坡顶斜坡地带, 地表切割深达200 m, 无地表流水, 钻探、槽探均未见地下水, 地下水贫乏。地下水主要表现为第四系土体中的上层滞水和基岩风化裂隙水, 季节性变化大, 受大气降水补给, 径流路程短, 排泄快。在第一层陡崖南部段ZK4水平钻孔两侧有泉点出露, 均以下降泉形式出露于厚层状砂岩底部卸荷裂隙内, 泉水流量分别为4 m3/d和2 m3/d, 受其顶部平台上一储水池塘水源补给。

1.3 变形破坏特征

天生城陡崖, 绝大多数危岩在下部均存在不同深度的岩腔, 随岩腔不断地加深, 在构造裂隙切割下的岩体, 在岩体自重影响下, 卸荷裂隙也随之而加宽加深, 部分危岩体卸荷裂隙基本贯穿, 仅局部未脱离母体。部分危岩体使下部软弱基座被压破碎, 岩体已崩塌脱离母体, 从而引起上部岩体失去下部岩体的支撑而形成危岩;部分岩体由于夹有软弱层, 差异风化形成凹腔, 上下两层软弱层控制的岩体形成危岩[2]。还有部分危岩体, 由于生长在裂隙中的植物根系, 具有根劈作用, 使裂缝不断扩大, 加速危岩的发育。危岩形成后, 受大气降水的补给, 裂隙内充水, 在水压力等外力因素作用下, 部分危岩产生破坏, 脱离母体, 产生崩塌。

2 危岩体形成的主要控制因素

2.1 裂隙

控制区内危岩发育的裂隙主要有层面裂隙、构造裂隙和卸荷裂隙。

区内陡崖主要由巨厚层状砂岩组成, 单层厚5 m～40 m不等, 在砂质泥岩中, 层面裂隙宽度0.1 m～0.5 m, 多闭合, 层面倾向150°, 倾角5°～6°, 该组结构面常是危岩的顶底界面。

区内三级陡崖构造裂隙在同一坡向产状相同, 主要发育两组裂隙, 走向为150°～160°, 60°～70°, 倾角为80°左右, 在不同坡向上具有微小差别。这两组裂隙不断扩大、延伸, 把陡崖边缘的岩石切割支解, 形成危岩。天生城东、西、南三侧陡崖的卸荷裂隙, 均是在构造裂隙基础上, 在自身重力作用下发育而成的。

2.2 软弱层

场地第一级陡崖砂岩层夹有两层泥岩、泥质粉砂岩, 厚0.2 m～0.6 m, 软弱层抗风化能力较其上、下砂岩弱, 在差异风化作用下, 软弱夹层处形成深0.1 m～0.5 m, 高0.2 m～1 m的岩腔。其中最大者在东坡中门一带的岩腔最深达2.0 m, 高有1.7 m, 岩腔上部多形成坠落型危岩。在南段由泥岩形成的软弱基座在上部危岩重力作用下, 有压碎、剥落现象。

第二级陡崖砂岩层夹有两层泥质粉砂岩软弱层, 与上下砂岩差异风化形成“3”字形岩腔, 岩腔深0.2 m～0.5 m, 高0.3 m～1.5 m。第二级陡崖基座为J2S泥岩, 软基座多因差异风化形成岩腔, 岩腔深一般在0.4 m～0.8 m, 高0.3 m～1.0 m。

第三级陡崖砂岩基座由上沙溪庙组 (J2S) 紫红色泥岩组成, 差异风化使其局部段形成岩腔, 岩腔深一般在0.4 m～1 m, 高0.3 m～1 m。这些岩腔的发育使上部岩体失去支撑形成危岩。

2.3 卸荷带

第一级危岩卸荷带宽为20 m, 其中, 南侧陡崖段卸荷带裂隙宽度一般在15 m～20 m, 尤其在8 m～15 m范围内最为发育;西侧陡崖段, 卸荷带裂隙宽度在6 m～10 m范围内较发育;东侧陡崖段, 卸荷带裂隙宽度7 m, 以4 m范围内较发育。第二级和第三级陡崖受卸荷带控制的宽度均在4 m～8 m范围内, 其中以2 m～4 m较发育。

各种裂隙、软弱层、岩腔以及卸荷带在降水后形成渗流通道, 增加了裂隙内的水压力 (包括动水压力及空隙水压力) , 诱发了危岩崩塌;同时, 植物的根劈作用对岩体的稳定性有所降低, 使危岩体产生向临空方向的变形。

同时, 这三种因素并不是相对独立的, 而是相互影响的, 相互促进的。如岩腔的发育使下部岩体卸荷, 诱发卸荷裂隙的产生, 构造裂隙的发育为软弱层的风化提供条件等。

3 南侧陡崖段典型危岩体稳定性分析

3.1 稳定性系数计算

根据危岩体的受力情况及最可能的破坏形式, 在野外调查和室内定性分析的基础上, 选用滑塌和倾倒及坠落式三种基本模型来计算。砂岩结构面粘聚力C=0.1 MPa, 内摩擦角Φ=15°[4], 同时考虑地震效应在天然状态、一般降雨、20年一遇及50年一遇的暴雨等工况下进行计算, 所选典型剖面危岩体在不同工况下的稳定性计算结果见表1。

通过危岩体在不同状态下的稳定性计算, 在天然状态下, 稳定性一般较好, 但是在暴雨作用时稳定性明显降低, 应根据现场危岩体的破坏性结构面发育情况进行综合判别其稳定性。

稳定性极差的危岩体, 破坏性结构面已经形成, 发生破坏产生崩塌的概率很高, 急需治理;对于稳定性差的危岩体, 破坏结构面已基本形成, 在暴雨等外界因素作用下, 可能失稳产生崩塌, 应纳入监测治理规划;稳定性较差的危岩体, 由于破坏结构面尚未完全形成, 但受各种因素尤其是降水、人类活动等影响, 其破坏面将逐渐形成, 应列入重点监测范围, 进行系统的有效的监测、控制, 一旦发现破坏性结构面继续发展, 必须立即进行治理工作。

3.2 危害性评价

采用rockfall软件对典型剖面上的危岩体破坏后的危害性进行模拟。

结果显示, W87, W196危岩体破坏后能运动到距坡顶水平距离300 m处技工学校的概率分别为90%, 50%, 并且还能保持一定的能量继续运动, 直接威胁到坡下居民区的安全。

4 结语

1) 万州区天生城属剥蚀、侵蚀中丘台状地貌, 为三级陡崖, 危岩体强发育区主要分布在第一级陡崖南段, 长450 m, 该段危岩每年均有崩塌发生。中等发育区主要分布在西侧第一级陡崖北段和第二级陡崖鹅公颈一带及西侧陡崖中段。弱发育区主要分布于第一级陡崖东侧及西侧南部, 第二级陡崖大部和第三级陡崖全部。

2) 天生城危岩体的形成主要受裂隙, 软弱层以及卸荷带的控制, 该区域危岩体极为发育, 且多数是由裂隙切割作用形成的。

3) 南侧陡崖段典型危岩体稳定性计算结果表明危岩体在暴雨作用下稳定性明显降低。南段危岩的治理是整个天生城危岩带治理的重中之重。对危险性大, 方量小的予以清除, 有岩腔的采用支撑、封闭岩腔, 对完整性好, 规模较大的危岩体采用锚固等综合治理方法。

4) 用rockfall软件模拟典型危岩崩落路径结果表明, W87, W196危岩体危害性极大, 直接威胁坡下建筑安全。

摘要：根据勘探钻孔资料, 对万州天生城一带危岩体的特征及成因进行了详细的分析, 结果表明:天生城危岩体的形成主要受裂隙, 软弱层以及卸荷带的控制, 强发育区主要分布在第一级陡崖南段, 长450 m, 选取南侧陡崖段典型危岩体进行了稳定性计算, 计算结果表明危岩体在暴雨作用下稳定性明显降低, 南段危岩的治理是整个天生城危岩带治理的重中之重。

关键词：危岩体,南侧陡崖,特征,稳定性,rockfall

参考文献

[1]简文星, 殷坤龙, 汪洋, 等.万州西溪铺松散堆积体成因分析及稳定性评价[J].地质科技情报, 2005, 24 (8) :165-169.

[2]董金玉, 杨继红, 伍法权, 等.三峡库区软弱互层近水平低层高切坡崩塌研究[J].岩土力学, 2010 (1) :151-157.

[3]罗向奎, 曾云川.大佛寺危岩带稳定性研究[J].山西建筑, 2009, 35 (7) :118-119.

软土地基的变形与稳定性分析综述篇6

关键词：软土地基,变形,稳定性,预测,路堤

1 软土地基路堤变形分析

1.1 解析法

基于弹性理论的路堤最终固结沉降量的计算公式已有很多种。如e—p压缩试验曲线或压缩模量E或压缩系数建立的分层总和法公式, 考虑在土体应力影响的情况下按e—log (p) 压缩曲线建立的公式, 弗洛林、Egorovl、黄文熙、Davis和Poulos以及魏汝龙等许多学者根据广义虎克定律得出二维 (平面应变问题) 和三维沉降计算公式, Lambe, Marr等提出的应力路径法, Skempton和Bjerum提出的用三轴不排水条件下得出的三维孔隙水压力计算最终固结沉降的方法等。此外, 还有根据半无限均质线弹性体推导得出的弹性理论公式。上述这些公式中的土中应力都需根据线弹性理论进行计算。目前, 工程中采用一维固结沉降公式计算地基的最终固结沉降较为普遍。但是, 当可压缩土层是很厚的软黏土时, 采用这种方法将会引起很大的误差。

1.2 数值分析法

太沙基一维固结理论计算地基沉降随时间而发生的变化, 这一方法具有概念明确, 计算简便等特点, 从而成为许多教材和规范推荐的方法。

Rendulic将Terzaghi的一维固结理论推广到二维和三维的情况, 得出Terzaghi-Rendulic固结理论。这种理论未考虑应力与应变需要满足的相容条件, 最后得出的固结方程只含孔隙压力一个变量, 其形式与热传导方程或扩散方程一致, 称为拟三维固结理论。Biot直接从弹性理论出发导出了三维固结理论方程, 确保了土中应力与应变所满足的相容条件, 被称为真三维固结理论。以后的发展除了考虑骨架变形的流变性、非线性和大变形等复杂化的因素外, 并无实质性的不同。

二维或三维固结理论或Biot固结理论结合多种本构模型建立数值分析法。关于地基沉降的数值分析方法, 国内外学者也做了大量研究工作。计算机技术的飞速发展, 使一些能较真实地反映地基土体的应力应变特征及变形—时间特征的本构模型 (如Duncan-chang模型、Cam-clay模型、各种粘弹塑模型) 和固结模型 (Biot理论) 在数值分析中得到了运用。

1.3 经验推算法

根据实测沉降时间过程, 采用不同的数学方法模拟和预测地基沉降随时间而变化的过程的方法有双曲线法、指数曲线法、三点法、新野法和二次多项式法等。近来又出现了建立在模糊数学基础上的时间序列法、神经网络法等。

1.4 存在的问题

以上几种方法互为补充, 已成为地基沉降计算的主要手段。而且随着工程实践的发展, 尚在不断地创新。然而, 由于土体本身具有的复杂性, 以及各种工程条件的不确定性, 从工程建设的发展和要求来看 (尤其是对高速公路这类对沉降计算要求精度高的情况) , 现有沉降计算方法还有许多问题有待研究。

而对路堤工程来说, 水平位移的研究不可忽视。一维太沙基理论和基于实测沉降时间过程线的各种经验推算法只考虑沉降问题, 不能计算路堤的水平位移, 而数值分析法一般能计算路堤的水平位移。

2 软土地基路堤稳定性分析

目前多用圆弧滑动法为代表的极限平衡法来验算其稳定性, 也有不少学者采用滑移线法分析地基承载力和稳定性。陈庆中等结合有限元法、极限平衡理论和常微分方程的数值解法等, 提出用于土坡稳定的滑移线数值分析法, 该方法考虑土的应力应变关系和土坡失稳的破坏形式, 从分析土坡应力分布的变化入手, 直接确定临界滑裂面的位置, 进而计算土坡总体安全系数。

随着近代计算技术的发展, 用有限元法来分析土坡的应力和应变, 以及用有限元法结合圆弧法进行稳定验算的方法也日益增多。O.C.Zlenklewicz分别采用相适应的流动法则和不相适应的流动法则进行路堤的有限元分析, 并且考虑了时间效应, 他们假定土的内摩擦角φ为常值, 然后逐步减小粘聚力C值, 以求各结点的应力和位移, 这样可以得到路堤破坏时所需的最低粘聚力, 再进行圆弧分析, 发现两者得到的结果非常接近。杨小礼等在上限定理的基础上, 将路堤离散为三角形单元, 在单元中构造线性速度场, 根据相关联流动法则以及边界条件建立约束方程, 引入数学规划方法寻求路堤承载力的上限解。

总体而言, 软土地基路堤的稳定性分析采用上述极限平衡分析法和有限元等数值方法, 但这些方法都未能充分考虑填土的加载过程。软土地基路堤的稳定性和施工时的加荷速率有密切的关系, 加载过程中, 一方面地基土的强度因固结而提高, 另一方面剪应力也在增大。另外, 目前加筋路堤得到广泛应用, 但采用极限分析法和数值法在分析加筋路堤稳定性方面还有很多工作要做, 因为目前分析加筋路堤的稳定系数与未加筋情况提高无几, 而工程实践却表明加筋后路堤的稳定性提高很多。

3 软土地基路堤变形和稳定性的预测

3.1 变形预测

在软土地基路堤填筑施工中, 变形监测起着很重要的作用。由于路堤填筑施工时现场监测的时间序列数据中蕴含着系统演化的信息, 所以期望能从这些数据中找出其蕴含的规律, 并用已知的观测数据来预测系统未来的发展动态, 即利用施工中监测的信息来预测可能变形和稳定性等信息。

但缺点就是预测模型一旦确立, 模型参数保持不变, 另外与前期实测沉降的数据也有很大关系, 从而可能导致沉降预测精度不高, 这就存在着模型选择和辨析数据代表性的问题。且采用上述方法对路堤水平位移和稳定性的预测还鲜有人做过。

3.2反演分析法在变形和稳定性预测上的应用

反演分析以工程现场的量测值 (如位移、孔压) 作为基础信息反求实际岩土的力学参数、初始地应力、结构荷载等, 为理论分析特别是数值分析提供符合实际情况的基本参数。A.Asaoka等提出一个沉降预测的逆分析方法, 把一维固结沉降过程用普通的差分方程表示, 对该方程进行重新组构表示成反方程, 从而可以利用沉降观测值来确定方程的未知参数, 并利用确定的参数预测将来的沉降。龚晓南将Duncan-Chang模型和Biot固结有限元方程相结合, 建立了一个具有四参数的非线性弹性方程组, 然后根据地基固结过程中测得的位移值和孔压值反算地基土的非线性弹性参数和渗透系数。K.Arai等采用共扼梯度优化方法和双曲线本构数值模型, 根据量测位移值反分析土的变形模量。另外也有杨林德等著的有关反演分析理论的著作中全面系统地介绍了反演分析的计算理论与应用技术。

采用反演分析方法对路堤稳定性预测需要控制 (临界) 标准行业标准JTJ 017-96公路软土地基路堤设计与施工技术规范中对路堤稳定性的控制标准是:沿路堤中心线地面沉降速率不宜大于10 mm/d;坡脚水平位移速率不宜大于5 mm/d。JTJ 033-95公路路基施工技术规范对此也作了同样的规定。根据工程实践经验, 对砂井或塑料排水板地基, 中心地面沉降速率可放宽至1 520 mm/d。松尾和河村提出了路堤稳定性预测的经验公式, 该公式包含路堤中心地面的沉降量S和路堤坡脚处的水平位移量S, 是一个不同应力水平下δ/S与S之间的统计关系。杭甬高速公路试验段观测结果分析表明, 某一时段内坡脚下路基内最大水平变形增量Δδmax和路堤中心地面垂直变形增量ΔS比值与路堤稳定性成正比关系。

4结语

由以上分析可见, 软土地基变形、稳定性的分析和预测一直以来就是工程研究人员和相关学者的研究热点。文中对研究进展以及存在的问题进行了较为系统的概括。

参考文献

[1]徐长节, 蔡袁强, 吴世明.任意荷载下成层弹性地基的一维固结[J].土木工程学报, 1999 (4) :123-124.

[2]李冰河, 应宏伟.考虑土体自重的一维大应变固结分析[J].土木工程学报, 2000 (3) :67-68.

[3]赵均海, 马淑芳, 魏雪英, 等.基于统一滑移线场理论的边坡稳定分析[J].长安大学学报 (建筑与环境科学版) , 2003, 20 (4) :1-4.

地基岩体稳定性分析篇7

地下矿产被采出后留下的空洞区及其围岩变形失稳产生位移、开裂、破碎垮落, 直至上覆岩土层整体弯曲、下沉所引起的地表变形与破坏的地区, 统称为采空区[1]。随着可供建筑地面的不足, 一些工业厂房和住宅楼必须建在采空区的上方, 那么在上部荷载作用下, 有可能使原本处于相对平衡状态的冒裂带岩体重新“活化”, 使冒裂带岩体再压密、地下残留空洞再冒落, 导致地表产生附加移动和变形, 进而使新建筑物沉降、局部开裂、倾斜甚至倒塌。本文是在收集、研究现有地质资料和矿产资源开发利用方案及相关文件的基础上, 通过野外地质灾害调查, 采用ANSYS模拟软件, 以铁法矿大隆井田采矿地质条件为背景, 对采空区在上覆荷载的作用下的地基稳定性进行综合预测评价。

1 地基稳定性评价标准

研究表明, 采空区覆岩结构的失稳和各种采动裂隙、空隙压密是造成采空区地基“活化”、沉降变形主要原因。因此, 采空区建筑地基稳定性评价标准主要应考虑采空区在附加荷载作用下是否会“活化”以及在附加荷载作用下的地表残余变形。

根据建设部颁布的《建筑地基基础设计规范》及煤炭工业局制定的《建筑物、水体、铁路及主要井巷煤柱留设与压煤开采规程》, 确定以下两条标准作为判别老采空区建筑地基稳定与否的标准。

标准1:当建筑物高度小于100 m时, 对于中低压塑性土, 沉降量应小于300 mm, 对于高压塑性土, 沉降量应小于400 mm。

标准2:当地表倾斜≤3 mm/m;地表水平变形≤2 mm/m和地表曲率≤0.2 (×10-3m-1) 时, 地基的稳定性可以满足建设的要求。

在采空区上方施加建筑荷载以后, 如果采空区地表移动和变形参数符合这两条标准, 则认为采空区建筑地基基本稳定。

2 地表移动变形计算方法

地表变形分为两种移动和三种变形。两种移动是垂直移动 (下沉) 和水平移动;三种变形是倾斜、曲率 (弯曲) 和水平变形 (压缩变形和拉伸变形) 。取一组断面来分析各类变形, 如图1、2所示。

设A、B为主断面上移动前的两点, A′、B′为移动终止后的相应位置, l为A、B两点间的距离, 由图1可知:

式中, Δη、Δε为垂直移动和水平移动, mm;i为倾斜, mm/m;εA、εB为A、B两点水平移动分量, mm。

在图2中, 设A、B、C为主断面上移动前的三点, A′、B′、C′为移动终止后的相对位置, 由图2可知:

AB段的倾斜:iAB= (ηA-ηB) /lAB, 相当于A′、B′中点1′处的倾斜。

BC段的倾斜:iBC= (ηB-ηC) /lBC, 相当于B′、C′中点2′处的倾斜。

1′、2′两处的倾斜差Δi, 除以1、2两点间的距离l1~2, 即得平均的倾斜变化, 并以此作为平均曲率, 则B点的曲率KB为:

曲率半径RB可从下式求得:

3 模拟分析

3.1 计算模型的建立

本次的采空区数值模拟是以铁法大隆矿采矿地质条件为原型[3,4], 地层从上到下依次简化为六层。

本次工作将在如图3所示的1、2、3位置分别施加60 kPa、120 kPa、200 kPa、240 kPa的线荷载, 长度为60 m, 也就是模拟60 m长的3层、6层、10层、12层建筑物, 并以模拟基础的方向作为路径, 建立关于竖直位移和水平位移的分布图和分布曲线, 以此研究讨论不同位置的荷载以及同一位置不同的荷载作用下采空区地基的变形移动规律, 并对地基的稳定性作出评价。

3.2 模拟结果分析

图4是在位置1施加200 kPa荷载, 模拟10层建筑的ANSYS分析图。

按照同样的方法依次模拟在1、2、3位置分别施加60 kPa、120 kPa、200 kPa、240 kPa条件下采空区地基的竖直位移和水平位移图和曲线, 并根据曲线按照上述计算方法依次求出地基变形的倾斜、曲率 (弯曲) 和水平变形, 其结果如表1所示。

从模拟结果可以看出, 随着接近采空区影响的边缘, 岩层在上部载荷的作用下, 竖直方向上的位移越来越小, 而水平方向上的位移越来越大, 基础变形的斜率值也越来越大。因此, 建筑物在采空区的中心地带竖直方向虽沉降量较大, 但不均匀沉降的幅度较小, 相对比较稳定。随着渐近采空区的边缘虽然竖直沉降量较小, 但会产生较大的不均匀沉降, 致使建筑物不稳定, 应根据其斜率值的大小处理。在同一位置施加不同大小的荷载, 随着荷载的增大, 地基的倾斜变形、曲率变形、水平变形都有增大趋势。3层的建筑和10层建筑, 在载荷2位置, 中心最大沉降差可达到120 mm左右, 原因是地基土受力之后, 会发生塑性变形和破坏, 这个过程并不是线性的, 所以随着载荷的增大, 地基土渐渐接近破坏的边缘, 就会发生倾斜变形、曲率变形、水平变形以及地基沉降不等比例增大的现象。

4 结论

(1) 对采空区地基稳定性的数值模拟是可行的, 只要给出准确的参数, 就可以模拟出采空区地基在上覆荷载的作用下的变形情况, 以预先了解施加荷载的作用下地基倾斜、曲率、水平变形大小, 从而为接下来的地基处理提供必要的指导。

(2) Ansys是融结构、流体、电场、磁场、声场分析的大型通用有限元分析软件, 能够准确的模拟出采空区的应力状态及其位移变形。相信本次工作对于采空区建筑地基稳定性的分析评价具有很好的理论和实际运用价值。

摘要：为了解决稳沉之后采空区在上覆荷载作用下地基稳定性的问题, 以铁法大隆井田采矿地质条件为背景, 以有限元理论为基础, 建立基本数学模型, 运用ANSYS分析软件进行采空区地基稳定性分析。结果表明:在采空区中间区地基虽沉降量较大, 但倾斜、曲率、水平变形较小, 地基相对稳定, 随着接近采空区边缘沉降虽小, 但其他各变形均有增大趋势, 地基稳定性渐差;准确的数值模拟, 可以反映出采空区地基的变化规律, 并且可以为采空区地基处理提供必要的参考。

关键词：采空区,地基稳定性,ANSYS软件,数值模拟

参考文献

[1]张倬元, 王士天, 王兰生.工程地质分析原理 (第二版) [M].北京:地质出版社, 1993.

[2]张永波, 孙雅洁, 卢正伟。老采空区建筑地基稳定性评价理论与方法[M].北京:中国建筑工业出版社, 2006.

[3]煤炭科学研究总院唐山分院.铁法矿区地表移动与变形综合分析与研究报告[R].2004.

地基岩体稳定性分析篇8

层状岩体是地下洞室工程中经常遇见的,以层理面为主要结构面的比较复杂的地质构造体(也称岩体)。由于在层状岩体中进行工程建设非常多,故合理的评价层状岩体地下洞室围岩的稳定性,对洞室的支护设计形式的选用、稳定围岩效果的测定、工程造价的节约等方面均有重要的影响。

层状岩体通常由多种岩层组合,且包含有在地质体形成过程中由各种地质营造力所形成的结构面,除层理面以外,还有节理面,断裂面等结构面。由于地质体所形成的地质环境比较复杂,所以影响洞室围岩稳定性的因素亦有明显的模糊性、随机性和不确定性。

针对影响层状洞室围岩稳定性因素的模糊性,采用模糊数学的多因素模糊综合评判方法来对围岩稳定性进行分析,可以较好地解决围岩稳定性评价问题。

1 层状岩体地下洞室围岩的类别及主要影响因素的选取

本文围岩采取的是五个类别,分别是很稳定、稳定、一般稳定、不稳定、很不稳定,分别用Ⅰ,Ⅱ,Ⅲ,Ⅳ,Ⅴ表示。

影响层状岩体稳定性的因素很多,现将主要影响因素简单介绍如下:

1)岩层厚度。

根据层状岩体的单层厚度可以把层状围岩分为巨厚层(单层厚度>100 cm)、厚层(单层厚度100 cm～50 cm)、中厚层(单层厚度50 cm～30 cm)、薄层(单层厚度30 cm～10 cm)、极薄层(单层厚度<10 cm)。

2)饱和单轴抗压强度σc(MPa)。

根据岩石的饱和单轴抗压强度可分为坚硬岩(>60 MPa)、较坚硬岩(60 MPa～30 MPa)、较软岩(30 MPa～15 MPa)、软岩(15 MPa～5 MPa)、极软岩(<5 MPa)。

3)岩体的完整系数Kv。

完整(>0.75)、较完整(0.75～0.55)、较破碎(0.55～0.35)、破碎(0.35～0.15)、极破碎(<0.15)。

4)岩层走向、倾角对洞室稳定性的影响(见表1)。

5)地下水条件。以每10 m长的洞室涌水量(L/min)可划分为五类:a.0 L/min～10 L/min;b.10 L/min～25 L/min;c.25 L/min～50 L/min;d.50 L/min～125 L/min;e.>125 L/min。

6)洞跨对层状围岩稳定性的影响分类:a.0 m～5 m;b.5 m～10 m;c.10 m～20 m;d.20 m～30 m;e.30 m～40 m。

7)层理面的结合状况对层状围岩影响分类:很好,好,一般,差,很差。

8)地应力对层状围岩影响分类:低地应力(σcw/σmax>7),中地应力(σcw/σmax=4～7),高地应力(σcw/σmax<4)。

注:σmax为垂直洞轴线方向平面内的最大天然主应力。

9)节理间距分类:a.100 cm～200 cm;b.60 cm～100 cm;c.20 cm～60 cm;d.6 cm～20 cm;e.0 cm～6 cm。

10)节理条件:a.节理面很粗糙,节理不连续,节理宽度为零,节理面岩石坚硬;b.节理面稍粗糙,宽度小于1 mm,节理面岩石坚硬;c.节理面稍粗糙,宽度小于1 mm,节理面岩石软弱;d.节理面光滑或含有宽度小于5 mm软弱夹层,张开度1 mm～5 mm,节理连续;e.含厚度大于5 mm软弱夹层,张开度大于5 mm,节理连续。

2 各因素的隶属度函数及权重确定

各影响因素中的定量影响因素隶属函数图形如图1所示。

定性影响因素的隶属度取1。

根据各因素在层状围岩稳定性中所起的作用不同,凭以往的工程经验来确定权重。现暂定权重向量为A=(0.18,0.17,0.08,0.09,0.07,0.17,0.05,0.08,0.05,0.06)。

3 工程实例分析

某洞室的工点地质资料见表2。

根据最大隶属度原则,该工点的围岩为Ⅱ类。

4 结语

采用模糊评判可以较合理的评价围岩的类别,节约工程造价,因此具有很好的应用前景。本论文存在的问题有各影响因素的类别划分和各因素的权重分配,应进一步完善。

摘要：在现有多种围岩分类标准的基础上,结合层状岩体的工程特性,采用多因素的岩体分类,并运用模糊数学的处理方法,对层状岩体地下洞室围岩稳定性进行了合理的综合因素模糊评价,以较好地解决围岩稳定性评价问题。

关键词：层状岩体,围岩质量分级,综合因素,模糊评价

参考文献