冻土136161.docx - 冰豆网

资源描述

冻土136161.docx

《冻土136161.docx》由会员分享，可在线阅读，更多相关《冻土136161.docx（25页珍藏版）》请在冰豆网上搜索。

冻土136161.docx

冻土136161

平均天然含水量W＝

34.3%，塑限W

p＝

18.4%，液限W

L＝

28.6%，塑性指数Ip＝

10.2，液性指数I

1.56。

（一）xx载计算

1.xx:

N1＝

431.5kN

2.道碴及人行道重:

N2＝262kN

3.顶帽:

N3＝

79.3kN

4.墩身:

N4＝672kN

5.基础:

N5＝335kN

6＝545kN

6.襟边以上土重:

7＝

263.5kN

8＝463kN

7.下层基础摩阻力:

t＝404kN

基顶以上xx载小计:

∑N

1-4=

431.5+262+

79.3+672=1445kN

基顶以下xx载加基侧摩阻力小计:

∑N5-8=335+545+

263.5+463+404=2011kN

（二）冻切力计算

查表3-2，过水建筑物相应黏性土I

1.0时其对应τ＝150kPa，IL=

3.0时相应τ=25OkPa，以实测值I

1.56内插得τ=178kPa，季节最大

冻深

2.86m，则有效冻胀区h＝

2.0m。

有效冻胀区墩身侧面积为Au＝

21.4m2，

则总冻切力T＝178x

21.4＝381OkN。

（三）冻胀反力计算

1.墩身直线段按平面问题公式计算，基础襟边挑出长度l＝

1.0m＝

h/2，则计算公式选用式（3－2）、（3－4）均可，即

K＝τ·h＝356kPa

反＝4T

K（l/h）B=

961.2kN

2.墩身圆端部分按空间公式计算，由于l＝h/2，则用式（3－5）、（3

－6）均可。

反＝8πRl2T

K2（2R+h）＝781kN

总冻胀反力∑P

反=

961.2+781＝

1742.2kN

（四）冻胀稳定计算

1.阻止冻胀隆起力

N+Qt+∑P

反=3052+404+

1742.2=

5198.2kN

2.冻胀隆起力

mT＝muT

k=457OkN

3·冻胀稳定条件

N+Q十刀P反卜mT

乙二356kN/m

4mRTA

P拉=云肯号示（R+了）·2T，B二3135kN

·137·

墩身危险断面位置假定距地面1·5m

。

=取"-Nxx+Pxxo&·工

=3810-1366+3135=813kPa

6·86

查铁路桥涵设计规范，C18级混凝土确二160OkPa，冻切力

为附加力可提高30%

[0]-二鲤蚁1·3=1040kPa2813之1040，安全。

第二节地基基础的融沉

一、研究融沉的目的

由于冻土地基的土质、含水量和融化深度的不同，地基的融后

下沉量也是不相同的。

如果设计时不能预知这种不均匀的下沉，

而且下沉量超过建筑物的容许值，那么，基础及上部结构将会遭到

融沉的破坏。

实践证明，东北多年冻土区所有建筑在融沉土地基上的各类

浅基础建筑物，可以说没有不产生融沉变形的。

据牙林铁路根河

工务段运营不满10年的统计，段内路基下沉300多处，累积下沉

超过2m的就有4处，曾多次发生中断行车事故。

嫩林铁路虽然

吸取了牙林铁路的教训，而且地质条件也好于牙林，但仍有些地段

路基出现纵向开裂和下沉，在维修中不得不利用道碴起道，结果有

的道床坡脚盖过路后，影响正常的养护作业。

涵洞的下沉也很严

重，由于大幅度塌腰和端翼墙断裂而需要改建者各线均有发生。

有些涵洞虽然塌腰不太严重，但因洞内常年存水积冰而妨碍维修

检查。

路基与涵洞虽然是一个整体，但在下沉处理上难度不同，路

基的下沉一般可用道碴调整，下沉严重地段即使需要帮宽或加高

路基，在施工上也比较方便，但涵洞的塌腰尤其是高填土涵洞，处

理要困难得多。

关于使用砖、石、混凝土材料建造的条形基础房

·138·

屋，其下沉破坏程度比路基、涵洞更为严重，一栋栋裂痕累累的房

屋到处可见，有的外墙用元木撑着，有的已断壁颓垣，令人触目惊

@Uo

总而言之，造成上述病害的原因关键是设计前没有做好融沉

预报的工作。

如果查阅过去的地质资料便可看出，由于受当时勘

测手段及工期的限制，对冻土地基的融沉评价基本上是描述性的，

因而设计时缺少定量依据，结果工程中出现很多问题导致巨大的

经济损失，教训是深刻的。

因此，加强融沉计算工作是有重要意

xx的。

二、冻土的融化压缩特征及计算公式

普通土在压力作用下体积减小的特性叫做土的压缩性。

一般

认为土的压缩变形基本上是由于土，

xx和空气被挤出以后，固体颗粒

相互靠近所引起的，而固体本身的M，

变形相对很小。

因此，土的变形主

要取决于孔隙的变化，因而可以用Mz

土的骨架压应力改变时的孔隙比的。

，，

变化来评价。

"通过无侧向膨胀的压缩试验，p，

测定出如图3一15所示的孔隙比，

与外压应力夕之间的关系曲线，即图3一15无侧向膨胀时

土的压缩曲线

所谓的压缩曲线。

这条曲线在实际"

应用时若取不长的一段，则可近似地用直线来代替。

例如，若土样

开始受压应力p、时的孔隙比为el，当压力增加到pz时的孔隙比

为ez，当压应力改变值A卢二pz-九不太天时，曲线可近似地看

作直线，此时其梯度为"二"1-"z二"责"z，"叫作压缩系数，可

户-九夕

用来反映土的压缩性。

有了压缩曲线，-户之后，就很容易求出压力由九增加到加

·139·-

式中p附加压力;

/一一土的容量，工yHz为土的自重应力。

2以上讨论的是均质薄土层的情况，而天然地基土往往是由不

同土层所组成的。

因结构、构造不同，每层土的融化压缩性质也不

一样。

即使是均质土，由于土的自重和附加压力是随深度而变化

的，故其融化压缩性也随深度而改变。

因此，在计算沉降量时，应

根据具体情况，将地基土分成许多薄层，求出各层沉降量之和，即

为地基之总沉降量S。

S二散Aihi+散oip力i+Z昭九

（3一9）

式中S最终沉降量，m;

xxi层冻土的融化下沉系数，%;

的第i层冻土的融化压缩系数，（MPa）"1;

扒一一第;层冻土的厚度，m;

九一一第i层土中点处平均附加应力，MPa;

吼一一第i层土中点处平均土自重应力，MPa。

三、融沉计算的主要参数

（一）多年冻土人为上限

在第一章中我们已说明，所谓人为上限是指冻土地基经人为

活动后所产生的新上限，称为多年冻土人为上限。

影响人为上限

的因素很多，国内外都在进行探讨和研究，但目前现已发表的上限

计算公式，不论是经验的还是理论的，在使用上都有局限性。

此外

人为上限的变化要延续相当长时间（十几年或更长）d能趋于稳

定，所以对各类公式的验证和选择都有困难。

实践证明，地区性的

经验公式往往是比较切合实际的，现场采用较多。

关于本地区所

采用的经验公式，随各种建筑物的使用条件不同而异，详见本书有

关章节。

（二）土中应力

目前在融沉计算中，关于土申应力的计算方法，仍以弹性理论

·142·

为基础。

因此，附加力只计算恒载。

由于各类建筑物基底的作用

力主要是垂直方向的，所以，地基土的位移也以竖向为主。

这种竖

向变形称为沉降或下沉。

在极限荷载作用下，含冰量较大的地基

土可能由基础下被挤出，基础下落，称之为沉陷，是一般建筑物不

容许的。

在这里只讨论沉降问题。

稳定融化界面与基础轴线交点N处的

竖向应力系数K值表3一3

圆形矩%（axxz"、a宽zU

（半径为&）古刮古=z古=3

此外，土在冻结状态时的压缩性比融土小得多，在计算地基土

申之附加应力时，可以近似的认为融化界面以下的多年冻土层为

不可压缩层，该界面与基础轴线之交点N处的垂直应力，可用下

式计算:

·143·

九/心

古二10

条形

一二叨01000

1000

025

1009

050

1064

1053

1033

1082

1059

100

0965

1027

1039

1026

1025

150

0684

0762

0912

0911

0902

200

0473

0541

0717

0769

0761

250

0335

0395

0593

0651

0636

300

0249

0298

0474

0549

0560

0148

0186

0314

0392

0439

500

0098

0125

0222

0287

0359

700

0051

0065

0113

0170

0262

1000

0025

0032

0064

00093

0181

0185

2000

0006

0008

0016

0024

0068

0086

5000

0001

0003

0005叨000000oN二K夕

（3一10）

式中K应力系数，可根据h/b和a历由表3一3查得;

h基础底面到稳定融化界面的距离，m;

b基础边宽的一半，m;

o基础边长的一半，m;

卢一一基础底面中心处的附加压应力。

表3一3中所给出的竖向应力系数K，缺少梯形荷载情况。

在计算路基及涵洞的地基应力时则需梯形荷载条下的应力系数

K。

此时可将梯形的高度巳U及面积保持不变将其化为矩形（条

形），然后再由表4一3查得应力系数K值。

（三）压缩层的厚度

在普通土地基沉降计算时，规定压缩层的深度要算到附加应

力等于或小于地基土自重应力0·1一0·2倍的深度为止，此深度以

上称为"持力层"。

但是冻土地基的融化压缩性则与此不同，由于

土的骨架在冻胀过程中已被冰所破坏，所以冻土融化后比同类非

冻土要松散得多，它不仅有附加力的压缩下沉，而且还有地基土的

自重压密下沉以及与荷载无关的融化下沉。

因此，冻土地基融化

后的压缩层厚度应按下述原则确定:

0当基底以下融化层厚度/

于或等于基底压缩层（持力层）厚度时，则压缩层的厚度取融化层

的厚度。

0当基底以下融化层厚度大于压缩层的厚度时，对于土

自重压力的下沉和融化下沉，应算至融化层的下限（稳定的多年冻

土上限）;对于附加力的下沉，应取压缩层的厚度。

（四）融沉系数A及压缩系数"

如上所述，冻土在融化与压缩的过程中，用以反映其特性的主

要指标是融化下沉系数A和融化压缩系数"。

因此，在工程勘察

中测定A及"的工作是必不可少的。

但是目前对A及"的测定

方法都比较费时。

如做一次小型的室内融化固结试验，就需要10

多个小时，而且只限于细颗粒土。

对粗颗粒土要做一次现场大型

试验，认加热开始至试验终止（仅用一个荷载等级做压缩固结试

验）就需要20多个小时。

这在实际勘测中是难以完成的，但在设

·144·

计中又需要A及"，因此，在勘测中只能对重点工程进行现场试

验，一般工程可通过间接的方法（如在勘测时取得冻土总含水量及

干容量迸过计算或查表）来取得A及o0

（1）黏性土的人及"

根据以往大量的黏性土融化固结试验，所取得的A及"，发现

它们与天然含水量有着一定的关系。

笔者用回归分析方法求得

A及"与冻土总含水量W之间的经验公式:

A二26·8211nW-77·63（%）18%之W之150%

（3一11）

"=0·014851nW-0·0178（10侧Pa）18%之W之110%

"（3一12）

式中W一一冻土总含水量，%。

上式适用于黏性土，但东北大小兴安岭单一黏性土是少见的，

一般黏性土中多含有一定数量的碎卵石，对含有碎卵石的黏性土

对A及应按下式折减:

A'二（1-"%）A（3一

13）

""二（1-"%卜

（3一14）

式中厂一一折减后的融化下沉系数;

"'一一折减后的融化压缩系数;

n%一一大于2Omm的碎卵石含量占单位体积的百分数;

其他符号意义同前。

此外，在A及"的取样试验过程中，土样的最大冰夹层厚度

一般不大于2Omm，当现场遇到大于2Omm冰夹层时，在沉降计

算中应另计人此项沉降值，在计算时冰夹层的厚度应乘以下折减

系数:

当冰夹层厚度由20一4gmm时，折减系数为0·4;

当冰夹层厚度由50一9gmm时，折减系数为0·6;

当冰夹层厚度大于100mm时，折减系数为0·8。

（2）粗颗粒土的人及"

0融化下沉系数A

·145·

续上表

注:

1·当外部压力超过表列压力时，采用表列数值偏于安全;

z·表内数值可由插。

四、算例

（一）某房为条形基础，埋深2·0m，地基稳定人为上限深度。

南墙为6·0m;北墙为4·0m。

地质资料如图3一17所示。

基础宽

度2&=1·Om，长度2"=25m，基底平均应力夕二16OkPa，计算

南北墙中点0之最终融化压缩量。

计算基础底面处地基土的自重应力;

叮二17x2·0=34kPa

基底面之附加压力为

00=160-34二126kPa

用公式

（3一11）、（3一12）计算A及"

A=26·821nW-77·63%

"二0·014851nW-0·01781几瓜Pa

第一层:

W二22%，A二0·0527%，"二0·02811几4Pa

147·点砾石、碎石

吼二001一0108

砂类土

吼=001一0206

157

0408

0367

l47

0408

0489

137

0408

0489

128

0306

0489

I18

0306

0489

108

0255

0357

0204

0306

0255

第四章路基工程

第一节东北多年冻土地区路基的

主要病害及分析

一、融沉病害

融沉是多年冻土地区路基主要病害之一。

一般多发生在含冰

量大的黏性土地段，当路基基底的多年冻土上部或路堑边坡上分

布有较厚的地下冰层肘，由于地下冰层埋藏较浅，在施工及运营过

程中各种人为因素的影响下，使多年冻土层局部融化，上覆土层在

土体自重和外力作用下产生沉陷，造成路基的严重变形。

这种变

形表现为路基下沉，路堤向阳侧路肩及边坡开裂、下滑，路堑边坡

溜坍等。

据1964年铁三院实地调查，在位于大兴安岭西坡的牙林

线根河工务段管内，就有严重下沉地段225处，总延长15·475

km;图星河工务段管内138处，总延长18·952km。

有的地段在

融化季节几天就需抬道一次，严重地段如潮乌段K0+070一+200

及K0+380一+400路基连年下沉，1961年和1962年下沉量分别

达到1·5m及1·8m，线路坡道标沉至地面。

1963年在长60m范

围内卸混碴7车，经捣固后仍不见路基形状。

因路基下沉抬道，全

投每年用砂石达3万余立方米，花费人工2万多工日。

热融下沉一般有以下特点:

（一）突然的大量下沉

·153·

东北多年冻土地区，路基的病害主要有融沉、冻胀及积冰三个

方面的病害。

在以较慢的速度连续下沉一段时间后，有时突发大量的沉陷，

并使两侧部分地基土隆起。

这是由于路基基底含冰量大的黏性土

融化后处于过饱和状态，其承载力几乎为0，加之路堤两侧融化深

度不一，使得基底形成一倾斜的冻结滑动面。

在车辆振动荷载作

用下，过饱和的黏性土顺着冻结面挤出，路堤瞬间产生大幅度的沉

陷，通常称为突陷。

这样的突然沉陷，严重的危及行车安全。

例如

牙林线潮乌段8km处，1962年曾发生过在5h的时间内路基下沉

1·4m，造成机车掉道事故。

牙林线K197一次下沉1·5m，迫使一

列旅客列车停车4h以上。

（二）周期性的持续下沉

路堤在每年融化季节（从春融后5月开始到11月冻结时止）

逐年下沉;而在零星岛状多年冻土带内，部分路基全年下沉。

一般

都发生在地下冰发育地段，或因施工时破坏了地表草皮泥炭覆盖

层，或路堤建成后上方坡脚积水，形成地表水沿基底的横向渗透，

造成地下冰的逐年不断融化，致使路基出现年周期性的持续下沉。

下沉最严重时是在8一10月的季节融化最深的期间，一般可达30

一100mm。

例如牙林线K326+450一K326+880一段，1962年下

沉1·2m，1963年下沉0·8m，原有路堤填土已全部沉没，1964年继

续下沉。

牙林线金林一金河间交付运营后的近20年间，持续大幅

度下沉，其中3231硕·处严重地段到1976年累计下沉量巴达1·9m。

（三）下沉大多发生在路堤地段（路堑地段很少）

据牙克石林业设计院1964年对大兴安岭牙林线部分线路的

调查，路堤与路堑的下沉情况如表4一1。

（四）严重下沉地段多发生在多年冻土的沼泽地带

冻土沼泽常年积水，排水不良，表层泥炭一般较厚且冻土层含

冰量大（往往有厚层地下冰存在）。

据调查资料，大兴安岭处在塔

头草冻土沼泽中的路堤一般都有程度不同的下沉。

1964年调查

的根河工务段管内潮乌线线路下沉地段28处，总延长5805m。

其中位于塔头草冻土沼泽中的有21处，总延长3815m，占

65·7%。

图星河工务段伊嫩段线路下沉地段49处，总延长

·154·

8580m中，冻土沼泽地段有36处，总延长6930m，占80·8%。

（五）下沉病害多发生在低路堤地段

下沉病害多发生在填方高度小于1·5一2·0m低路堤地段。

路堤与路堑下沉处数和所占总数比Q表表4一1

二、冻胀病害

（一）冻胀病害情况与特点

冻胀病害是寒区铁路特有的主要病害之一，在季节冻结深度

较大的地区及多年冻土地区均有发生，尤以多年冻土地区严重。

这是由于地基土及填筑土中的水冻结时体积膨胀产生不均匀的冻

胀造成了线路超限。

根据铁路部门有关标准，左右两股路轨之间

或每股路轨在lOm以内的变形差不能超过4mm，一旦超过上述

规定，视为超限，有可能发生火车脱轨、翻车等事故。

不仅直接危

害行车安全与效率，耗费大量木材与劳力维修，且使线路上部建筑

损耗大，影响钢轨、混凝土轨枕、无缝线路等新技术的推广采用。

例如牙林线冷布露车站曾因末挖排水沟，路基一侧积水，造成

站内有三股道冻起5OOmm，使该股线路封锁了3年不能使用。

一

些曲线地段，由于的人线内侧钢轨冻起，使曲线超高难以保持，甚至

形成反超高，对行车安全威胁更大。

为了保证行车安全，养路部门

在冬季作业中以绝大部分精力投人冻害整治作业。

特别是在出现

突发性的严重线路冻胀地段，不得不派人昼夜巡守，寻找地下水承

压最强的处所，进行人工爆破或凿冰放水落道。

路基冻胀的特点是分布广，严重地段比较集中，一般把冻起高

度小于25mm称轻微冻害，25一5Omm称中等冻害，大于5Omm

称严重冻害。

1965年滨洲线、牙林线冻胀病害的调查见表4一2。

·155·

冻胀病害竹况统计表

表4一2一「一兰一旦迂弃度

项别

工务段一飞一

注摘自齐齐哈尔铁路局工务处、科研所《路基冻害整治阶段总结报告》，

1965年8

月20日。

（二）冻胀病害的分类

路基的冻害分类按路基冻害的变形情况可分为冻凸、冻凹、交

错冻起、单侧冻起、冻胀裂缝等类裂，如图4一1所示。

冻起后线路位置一，，/入藕馏冻起后

一，、一一二一厂一"，·一二，一·一一

冻三冻凹单偏冻起:

@，·二二:

·久二巧二于干飞入一交错冻起冻%裂缝

图4一1冻胀类型

按水分补给来源则可分表层冻害（地表水引起）与深层冻害

（地下水引起）两种类型。

路基冻害就其产生部位则可分为道床冻害（由道床面至基床

面，不包括陷槽），路基表层冻胀（由基床面至最大冻深之上半部）

及路基深层冻胀（由基床面至最大冻深之下半部）。

（三）冻胀病害的原因

·156·

10一24mm

's"s。

咖

slmm以上

合计处延长米处延长米处延长米处68

744

102

968

162

186

1874

图星河

l76

3301

175

4225

592

373

8118

牙克石

530

9096

437

7710

845

1003

17651

满洲里

393///Z

393

海拉尔

436

7302

14l

204

584

10194

博克图

560

13286

223

790

17487

路基的冻胀病害是与气温、土质及水源条件密切相关的，主要

发生在气候严寒、季节冻结深度较大的地区和多年冻土地区。

其

土质以细颗粒的黏性土为主，往往富含水分。

从工程上主要发生

在浅挖的土质路堑和修筑在塔头草沼泽积水地段的较低路堤上。

形成路基冻胀病害的基本原因有以下凡种:

叭路基基床面不平整，积水冻结膨胀形成冻胀病害。

其最大

量很少超过5OOmm，一般最多为30一4Omm，多在25mm以下。

形成时间为10月中旬，到11月末便趋于稳定，一般产生在路基基

床面下30一5Omm左右。

2·碎石或混砂道床垫层不洁，污染严重，混入泥土量较多，遇积

水产生冻胀。

当含泥量为20%一50%时，冻胀量可达10一20m订

左右，道床冻胀在时间上从10月中旬起，至11月上旬基本稳定。

3·地表水或地下水（或浅层潜水）对路基土的不均匀浸湿，主

要是路基两侧或上方一侧积水，侧沟积水及地下水的不均匀浸湿

形成不均匀冻起高度而产生冻胀病害，多产生在0·5一2·0m的土

质低路堤以及堑、堤相接的零断面和路堑地段。

4·路堤填土不均匀及路堑基底土质差异，因土的性质及结构

不同，从而形成不同的冻胀病害。

5·路基不同朝向形成的不均匀冻胀，如线路走向为东西向

时，路基有明显的向阳和背阳坡，使路基填土的冬季含水量和冻结

深度发生差异，其结果是出现单侧冻起。

（四）多年冻土地区冻胀病害的特点

冻胀病害在寒冷的季节冻土地区及多年冻土地区均有发生，

但多年冻土地区因冰椎冰丘而引起的冻胀病害其规模和程度都远

比季节冻土地区为大，且具有以下的特点:

1·突发性的出现隆起和回落

2·形成的冻害时间较迟，但冻害的期限却长。

3·春融初期，由于昼夜温差较大，冰变水，水变冰，反复融冻，

维修工作十分复杂。

例如牙林线911硼·处冰椎冰丘地段，于1956年一季度线路中

·157·

心突然冻起1·3m，长达5Om，曾采取紧急措施放水落道。

以后虽

经整治，但有时仍有比较严重的冻胀隆起，危及行车安全。

如1973

年2月下旬就曾在线路延长10m范围内，钢轨面突然鼓起200"皿，

致使线路的水平、高低、方向等出现严重超限。

又如牙林线阿乌尼

至满归间438km附近，由于受线路右侧约lOm处出现的冰丘影

响，

1973年5月25日线路突然发生水平超限100"皿高低超限42

汕山并有严重超限的三角坑。

现场除进行人工爆破、放水落道外，

曾一度停开满归开往齐齐哈尔的旅客列车，后改为慢行通过。

三、冰害

冰害主要是指在路堤上方出露地表的泉水，或开挖路堑后地

下水自边坡流出，在隆冬季节随流随冻，形成积冰掩埋路基西域边

坡挂冰，堑内积冰等病害。

是发生在寒冷及严寒地区特有的路基

病害，在严寒的多年冻土地区则尤为严重。

对于路基工程来讲，路

堑地段较路堤地段冰害要多，尤其发生在浅层地下冰发育的低填

浅挖及零断面地段的冰害，危害程度更大。

对有一定填土高度的

路堤，危害程度相对较小。

例如牙林线伊加段14Okm洪积扇上

的一处路堑，1962年春，堑内普遍积冰，致使线路无法通车。

白阿

线K

311、牙林线K437，博林线K5

展开阅读全文