边坡稳定采用土体指标不同时安全系数的对比.docx

1、边坡稳定采用土体指标不同时安全系数的对比边坡稳定采用土体指标不同时安全系数的对比防洪堤稳定性的研究周建1，余嘉澍2(1.浙江大学 岩土工程研究所；2.浙江省水利水电勘测设计院)摘 要：首先对防洪堤浸润线以上土体进行了不同浸泡时间的浸泡试验，试验结果表明，土体的凝聚力随浸泡时间的增长大幅度下降，浸泡5d后土体的凝聚力将下降71.8%，但浸泡不改变土体摩擦角的大小。通过等效超固结比(循环前后土体平均有效应力的比值)的概念，研究了动水作用下土体强度的循环弱化，为综合考虑动水循环荷载及浸泡作用对防洪堤稳定的影响，用简化毕肖普法对防洪堤稳定进行了计算，结果表明只考虑波浪(潮汐)作用，防洪堤的安全系数降低

2、幅度不大，但同时考虑浸泡作用，特别是长时间浸泡后，防洪堤的安全系数降低最大可达20%。关键词：浸泡试验；波浪作用；强度降低；稳定分析作者简介：周建(1970-)，女，湖北浠水人，浙江大学岩土工程研究所副教授、博士，主要从事软粘土动力学特性、软土地基处理等方面研究。1 概述目前在计算分析防洪堤沉降和稳定时，未能考虑波浪(潮汐)等动水荷载作用下地基土体特性的变化情况。动水作用与静水作用截然不同，除了荷载本身类型不同外，最主要的差别是在周期动荷载作用下，土体会产生软化，这种软化将使防洪堤地基土体和堤身材料的强度降低，导致防洪堤产生较大的沉降，影响其稳定性；此外洪水期间防洪堤正常水位以上土体受洪水浸泡

3、，其土体强度也将明显下降，所以在进行防洪堤稳定分析时必须考虑这些因素的作用，下面将结合临海城防工程对这些问题进行一些探讨。临海城防江北防洪堤土堤段(BD1+332BD1+936.878)位于灵江一桥至灵江二桥段，地势开阔。土堤顶宽6m，高约7m，内外边坡分别为1：2.51：3，结合环境美化，按原状地形增设平台，其中外坡自平台至坡脚采用细石混凝土灌砌块石护坡并另设混凝土大方脚固基。堤身内土料自外至内大体分为3个区填筑，中部心墙采用粘性土回填并分层夯实，渗透系数K110-5cm/s。根据地质勘探，土堤段地基土体自上而下可分为如下工程地质层：层：杂填土(rQ)。以碎石和建筑垃圾为主，厚度02.4m，

4、容重=19.5kN/m3。2层：粉质粘土、粉土互层(al-mQ4)。灰黄色灰色，饱和，中等压缩性，厚度03.4m，容重=18.3kN/m3。粉质粘土，软塑可塑；粉土，稍密。2层：淤泥质粘土、粉土互层(mQ4)。青灰色，饱和，高压缩性，局部粉土含量较高，厚度06.5，容重=18.0kN/m3。淤泥质粘土，软塑流塑；粉土，稍密。3层：淤泥夹砂、砾石(al-mQ4)。青灰色，饱和，该层土性混杂，砂、砾石含量及分布极为不均，局部含量较高，砾石直径一般28cm，个别可达1520cm以上。厚度07.65m，容重=18.5kN/m3。淤泥，流塑，高压缩性。地下水位在2层以下。土堤横断面如图1所示。2 浸泡试

5、验 洪水期间，正常水位以上土体将经受洪水浸泡，故本试验主要针对防洪堤浸润线以上土体进行。根据水文站最高水位频率曲线和最高潮位频率曲线，确定试验土体高程一般应在黄海高程3.6m以上，属浅层土体，即杂填土层及2层。因施工阶段杂填土层要进行处理，故本文只对2层土体进行了4组不同浸泡时间下的浸泡试验。试样浸泡完毕后用直剪法中的快剪测得土体的抗剪强度，表1表示了2层土体不同时间浸泡后强度的变化情况。图1 土堤横断面示意(单位：mm)由表1可以看出，土体的凝聚力随浸泡时间的增长大幅度下降，浸泡5d时间后土体的凝聚力下降了71.8%。由于土体的摩擦角大小取决于土体颗粒的组成成分，浸泡时间只改变土体颗粒之间的

6、胶结程度，不改变其成分，所以从表1可以看到土体的摩擦角变化很小，可以认为浸泡不改变土体摩擦角的大小。从浸泡试验结果可以看到，土体的凝聚力随浸泡时间急剧下降，这对于防洪堤的稳定极其不利。表1 浸泡后土体强度的变化情况土层名称浸泡时间/h凝聚力/kPa摩擦角/凝聚力变化程度(%)摩擦角变化程度(%)019.527.8001217.027.1-12.8-2.522411.030.45-43.69.5727.3328.7-62.43.21205.528.85-71.83.83 土体强度循环软化循环荷载作用下土体软化的原因大致可分为三类，一是由于循环荷载作用下饱和软粘土中产生了孔压，导致土体的应变软化；

7、二是循环荷载作用下主应力方向不断改变导致土体结构重塑，引起应变软化；三是较高的循环应力作用不仅产生较高的孔压，而且也将影响土体的原有结构，从而引起应变软化。防洪堤地基饱和软粘土经受波浪(潮水)长时间不排水循环荷载作用后，将产生超静孔隙水压力和较大的循环剪应变，从而大大降低土体抗剪强度。导致土体强度降低及破坏的最主要因素是土体中超静孔隙水压力的产生，所以在研究循环荷载作用下土体性状时必须研究超静孔隙水压力的产生和发展，前人均做了大量的研究工作，见参考文献16。为研究循环荷载对土体强度的影响，必须引进等效超固结比的概念。不排水循环荷载作用正常固结土体的性状与普通超固结土性状的相近性是建立在等效超固

8、结假设理论基础上的。根据等效超固结假设，可以把正常固结土的剪切特性退化表示为等效超固结比(OCReq)的函数。所谓等效超固结比(OCReq)就是循环前后土体平均有效应力的比值，即OCReq=3/m=3/3-u=1/1-u/3=1/u*(1)式中：3为初始固结侧压力；m为循环加荷后有效平均应力；u为循环加荷后残余孔隙水压力；u*为归一化的残余孔隙水压力(残余孔压与初始固结压力之比)。Ladd(1985)对正常固结和超固结粘土的不排水单调三轴试验结果做了概括性的研究，指出超固结粘土(OC)和正常固结粘土(NC)不排水强度可以表示为：(Cu)OC/(Cu)NC=OCR0-1(2)式中：0为土体参数。

9、根据循环应力-应变历史和OC历史的相似性及其对应关系，可以得出如下的循环后土体不排水强度退化关系8。(Cu)cyclic/(Cu)NC=OCReqexp(0/1-Cs/Cc-1)(3)式中：Cs和Cc分别是土体压缩和膨胀指数；(Cu)cyclic是循环后土体的三轴不排水强度。根据试验研究8，正常固结饱和软粘土在各组循环应力比作用下，施加一定循环周数后不排水循环强度(Cu)cyclic与(Cu)NC的比值与OCReq有良好的线性关系(图2)。 通过最小二乘法进行曲线拟合，可以得到如下关系：(Cu)cyclic/(Cu)NC=1/+(1-)OCReq(4)图2 (Cu)NC/(Cu)cyclic和

10、OCReq的关系参照上海地区土体的试验研究，临海地区对2土体可以取0.72。根据上述研究，可以发现循环荷载作用下土体强度的变化可以用等效超固结比来描述。通过试验研究，得到循环荷载作用下归一化的孔隙水压力，从而由式(1)确定出等效超固结比，再根据式(4)确定出循环后土体的三轴不排水强度。4 稳定分析模型防洪堤稳定分析采用简化毕肖普计算模型，将土体视为“刚塑性”材料，分条计算。基本假定包括：(1)滑动面为圆弧形；(2)土条间只有水平推力作用，条间剪力为零。基本方程为Fs=cibi+(wi(1+2/3kHCZ)-uibi)tani/(1+2/3kHCz)sini+li/R(5)其中mi=cosi+t

11、anisini/Fs(6)式中：Fs为防洪堤抗滑稳定安全系数；wi为土条自重，单位：kN;bi为土条宽度，单位：m；i为土条底边倾角；ci为土体有效凝聚力，单位：kPa；i为土体有效内摩擦角；R为滑动圆弧半径，单位：m; ui为作用于土条底边上的孔隙水压力，单位：kPa；li为土条重心至滑动圆心的垂直距离，单位：m；kH为水平地震加速度系数；Cz为综合影响系数。上述式(5)中为考虑竖向地震力的影响，对地震作用下的土条重力进行了修正，增加了2/3kHCzwi项，且假定竖向地震力为水平地震力的2/3倍，“+”号代表竖向地震力向下。其它方向地震力的影响不计，与之相关的参数取值为零。5 防洪堤稳定分析

12、结果运用简化毕肖普法对防洪堤稳定进行计算，计算时顶部均布荷载为20kPa，设计洪水位为10m，将防洪堤外设计洪水位与堤内正常水位的连线作为堤内浸润线。计算时分别考虑了以下不同情况。5.1 设计洪水位下的安全系数 选用浙江省水电勘测设计院试验得到的快剪和固结快剪指标及浙江大学岩土工程研究所进行的三轴试验指标(表2)，进行稳定计算，安全系数Fs如表3所示。坐标轴原点在防洪堤横断面右上角点，X轴指向堤外，Y轴指向下(以下同)。表2 土层强度指标土层直剪试验三轴试验快剪指标固结快剪指标UU指标CU指标凝聚力/kPa内摩擦角/ 凝聚力/kPa内摩擦角/凝聚力/kPa内摩擦角/凝聚力/kPa内摩擦角/15

13、.023.015.023.026.817.59.720.030.03.020.022.0210.715.010.120.913.03.07.020.033.015.08.025.015.03.010.031.0表3 设计洪水位下防洪堤稳定安全系数试验方法滑弧圆心/(m,m)滑弧半径/m安全系数Fs快剪14.555，-8.07020.6791.944固结快剪14.395，-8.73820.0532.384不固结不排水剪13.914，-3.02319.1071.264固结不排水剪14.555，-8.07020.9792.418从表3可以看出用固结快剪和三轴固结不排水剪指标得到的防洪堤稳定系数很接近

14、，用三轴不固结不排水剪强度指标计算的稳定系数最低，设计中建议使用三轴固结不排水剪强度。由表3可以看到，不同指标计算得到的结果相差很大，因此计算时指标的选用很重要，实际工程应用中，设计人员常因不清楚各指标的具体含义及适用条件，错用指标，从而导致不必要的失误。需要指出的是此防洪堤地基土体为已固结土体，不能采用快剪或不固结不排水剪强度指标进行计算。5.2 考虑波浪作用的稳定安全系数 根据临海站最高水位频率曲线，计算采用频率50%对应的6m水位为正常水位。根据式(4)确定出循环作用后土体的强度，再进行稳定计算，计算结果见表4。由表4可以看出，波浪(潮汐)的循环作用，对防洪堤的稳定有一定影响，但不很大。

15、5.3 考虑浸泡作用的安全系数 防洪堤正常水位以上土体在洪水期间经受浸泡，土体强度将下降。在考虑波浪的循环作用对防洪堤稳定影响的基础上(Cu)cyclic/(Cu)NC为0.8)，再考虑洪水的浸泡作用，用不同浸泡时间后土体的抗剪强度指标计算得到的防洪堤边坡稳定安全系数如表5所示，其中安全系数变化百分比以浸泡0h的安全系数为基准。图3给出了浸泡前和浸泡120h后最危险滑弧示意图。表4 波浪(潮汐)作用下防洪堤稳定安全系数(Cu)cyclic/(Cu)NC滑弧圆心/(m,m)滑弧半径/m安全系数Fs安全系数变化百分比(%)114.555，-8.07020.9792.41800.9514.555，-

16、8.07020.9792.403-0.620350.914.555，-8.07020.9792.388-1.240690.8514.555，-8.07020.9792.373-1.861040.814.715，-8.14520.8482.357-2.522750.7514.715，-8.14520.8482.341-3.18445由计算结果发现，综合考虑洪水浸泡作用和波浪(潮汐)对防洪堤稳定的影响是较大的，短时间内(1d)其稳定安全系数只降低2.4%，但随着时间的增加，安全系数降低幅度越大，当浸泡时间达到120h(即5d)后，安全系数降低20%，因而必须引起足够的重视。表5 不同浸泡时间后的边

17、坡稳定安全系数浸泡时间/h滑弧圆心/(m,m)滑弧半径/m安全系数Fs安全系数变化百分比(%)014.715，-8.14520.8482.35701214.715，-8.14520.8482.341-0.67882414.555，-8.07020.4792.301-2.3759726.627，-3.6548.5201.973-16.29191206.787，-3.9518.6491.864-20.9164注：(Cu)cyclic/(Cu)NC=0.86 结论(1)防洪堤土体段(BD1+332BD1+936.878)的稳定安全系数，由表3计算结果可知，完全达到规范要求，可见是稳定安全的。(2)不

18、同试验条件下得到的强度指标对防洪堤稳定安全计算有较大影响，在实际工程设计中应根据具体情况，合理选用。(3)土体浸泡后凝聚力随时间大幅度下降，最大可达71.8%，内摩擦角变化不明显。图3 考虑波浪及浸泡作用下最危险滑弧示意(高程单位：m)(4)考虑波浪(潮汐)作用，对防洪堤的安全系数影响不大，同时考虑浸泡作用，特别是长时间浸泡后(3d以上)，防洪堤的稳定安全系数降低较大，可达到20%，在具体工程设计中，应予以高度重视。参 考 文 献：1 Ohara S,Matsuda H.Study on the settlement of saturated clay layer induced by cyc

19、lic shearJ.Soils and Foundations,1988,28(3):103113.2 Matsui T,Bahr M A,Abe N.Estimation of shear characteristics degradation and stress-strain relationship of saturated clays after cyclic loadingJ.Soils and Foundations,1992,32(1):161172.3 Yasuhara K,Yamanouchi T,Hirao K.Cyclic strength and deformati

20、on of normally consolidated clayJ.Soils and Foundations,1982,22(3):7791.4 Yasuhara K,Anderson K H. Recompression of normally consolidated clay after cyclic loadingJ.Soils and Foundations,1991,31(1):8394.5 Yasuhara K,Hirao K,Hyde A F L. Effects of cyclic loading on undrained strength and compressibil

21、ity of clayJ.Soils and Foundations,1992,32(1):100116.6 Yasuhara K.Postcyclic undrained strength for cohesive soilsJ.Journal of Geotechnical Engineering,1994,120(11)：19611979.7 Matsui T.Cyclic stress-strain history and shear characteristics of claysJ.J.Geotechnical Engineering,ASCE,1980,106(10):11011

22、120.8 吴明战.桩竖向抗震承载力研究D.上海：同济大学，1997.总结围护结构设计，我实在不够资格，原因有二：第一，我既不是学地下结构的，也不是学岩土的，列位大虾中有不少是“关公”级的人物，我在这儿耍大刀岂不贻笑大方；第二，我做围护结构设计不过4年，工程实践经验实在比不上很多老前辈。所以用“戏说”。但为了让更年轻的同志少走弯路，我就恬着脸写点东西，全当科普读物。另外，我写的未必全对，有不对的地方请大家指正。我刚才说了，我围护结构工程经验不多，记得我是从2000年开始接触围护结构设计的，开始是南京的挡土墙，后来是北京的桩锚支护，到2002年接触上海的板式内支撑体系，包括地下连续墙、SMW工法

23、桩，以及2003年接触杭州的钻孔咬合桩。从我接触围护结构这4年里，我个人认为，有四个基本问题是在设计中要搞清楚。第一：水土问题（也就是工程水文地质情况）。水土问题不仅是围护结构选型的因素，同时也是确定围护结构侧壁压力的依据。土的性质和水有非常大的关系。如：含水饱和的粉砂、细砂很容易失稳；而粘性土一旦失去水份，其强度又会很高（例如上海的层土，我桌子上有一块，有兴趣可以去摸摸看）。对于围护结构来说，土中有没有水，对围护结构的选形和设计起重要作用。例如，北京城铁东直门站采用桩锚式支护，桩径1m、间距1.4m，桩间采用钢筋网喷射混凝土。反之，如果地下水位较高，则应考虑采用止水能力强的围护结构形式。象地

24、下水位较高的南京、上海、杭州、天津等地，其围护结构的选择就受到水的因素制约。但同是地下水位较高的地区，土层条件不同，围护结构的选型范围又有较大出入。如，杭州地区基坑围护可以采用桩锚体系（类似北京）结合轻形井点降水或围护结构自止水实现。而在上海地区，锚杆就很难实施，原因是上海土层较软，能够起作用的锚杆需要打得很长，基坑变形难以控制。听吴老总讲起广州有个李限奎发明了用斜打的工法桩代替锚杆的方法，据说变形还是很大。在整个基坑开挖过程中，基坑内外的水总是在变化的，既有有利于围护结构的变化，又可能发生不利的变化。根据杭州围护结构专家的说法，围护结构无论采用何种形式，基坑开挖后，基坑外的地下水位均会有不同

25、程度的降低，上海南站施工监测的结果也证实了这种说法。实际上，基坑周遍有条件的话，降低坑外土体内水位是改善围护结构受力条件的好方法。当然，水的变化也可能导致不利的情况出现，如：暴雨、洪水或坑外埋设的水管因土体变形导致的爆裂等等。因此设计中应对地下水的情况予以充分考虑，要认清水是怎么形成的？是上层滞水还是承压水？这都是设计前应该搞清楚的问题。关于承压水的问题，我想多提两句。我参加过几次地铁基坑围护结构评审（杭州、上海），首要问题往往就是承压水问题。上海南站基坑开挖过程中发生了一次小事故，给我敲了警钟。我们南锦区间4区局部有一个区间泵房，区间深15.6m，泵房深17.92m，开挖整区间时基底没有出现

26、问题，再挖0.5m即出现涌砂现象。经过紧急处理，情况很快控制住了。为了搞清原因，我们进行了分析。根据地质报告，该段基底以下5.5m处21灰色砂质粉土为弱承压水层，弱承压水头高度在13.2m左右，开挖基坑后，应有至少有8m厚的隔水层才能满足基坑抗承压水的要求。该段区间基底位于1灰色淤泥质粘土层，局部泵房底距21层顶仅2.3m。可能由于该段基坑均采用了注浆加固措施，因此开挖至区间底部没有发生问题，但开挖局部泵房时，由于隔水层太薄，导致涌砂现象出现。在此前，我也怀疑是此处的一个钻孔回填没有处理好，导致深层可能存在承压水的层土与21层土沟通造成涌砂出现，但从涌砂的点状分布看，排除了钻孔造成的涌砂的可能

27、性。因此，水的问题是威胁基坑安全的重要因素，应引起年轻弟兄们的足够重视。第二、围护结构安全等级的确定。必须深入了解基坑周边情况，包括管线、房屋、构筑物等，以确定基坑安全等级，也是确定围护结构的形式的依据之一。王总已经几次提醒我们，不要把基坑等级定的太高，应该根据周边建筑物、构筑物及管线的情况，有针对性的确定安全等级，以及围护结构的形式。而我们往往为了省事，本来局部是一级、大部可定成二级的基坑，统统定成一级。这次M7线围护结构总体院的会审期间也提到这个问题。地铁基坑保护等级标准表（上海）保护等级地面最大沉降量及围护结构水平级位移控制要求一级1.地面最大沉降量0.1%H；2.围护结构最大水平位移0

28、.14%H；3.Ks1.8二级1.地面最大沉降量0.2%H；2.围护结构最大水平位移0.3%H；3.Ks1.6三级1.地面最大沉降量控制在0.5%H2.围护结构最大水平位移0.7%H；3.Ks1.4从表中可以看出，不同的等级变形控制值是不同的（注意不同的地区，基坑的安全等级的划分也有可能不同，上表即是上海地铁基坑工程施工规范（SZ-08-2000）的划分方法，而建筑基坑支护技术规程（JGJ120-99）与之不同）。基坑等级定高，可能导致基坑变形对围护结构的刚度要求提高、围护结构加深、支撑增加道数，另外可能还要增加坑底加固措施等等，实际上是增加了投资。关于围护结构的深度，我认为，一方面要满足基坑

29、的稳定的计算要求；一方面要考虑基坑范围土体内水的渗流对基坑的影响；另一方面也要解决一个经济问题。同时，应该建立强支撑、弱围护的观念。围护可能是永久的，但支撑是临时的。我们结构设计往往不太重视投资。实际上，地下车站的土建投资很大一部分是用在围护上，围护结构的经济与否，直接影响土建投资。因此，围护结构评审，一方面要审查围护结构的安全性，另一方面也要审查围护结构的经济性。第三、计算模型及方法的确定。确定围护结构的形式后，该解决计算模型问题。以上海南站为例，车站的围护结构有两种：一种是地下连续墙，一种是SMW劲性混凝土搅拌桩。上海采用地墙一般有两种做法：一种是有内衬的，一种是无内衬的。我目前接触的都是

30、有内衬的那种。区别从字面上可以大致看出，但虽说同是地下墙，没有内衬的需要采用刚性连接十字钢板接头。因此从造价上，单墙不一定比双墙便宜。地下连续墙不仅在施工期间起围护结构的作用，使用阶段地下连续墙作为主体结构的一部分参与结构受力；在地下连续墙内侧相与顶、底板及中楼板的位置预埋接驳器与板内钢筋连为一体。这是上海的习惯做法。另，如果抗浮需要，还可以在地下连续墙内表面预留拉结筋，以确保内衬墙与地下连续墙结合为整体。工法桩与钻孔灌注桩的区别是：工法桩在使用期间不参与内部结构受力，即按照临时结构考虑。但如果是型钢不拔除，可以考虑起抗浮作用。施工阶段围护结构内力及变形分析计算选用能反映从基坑开挖到回筑过程中结构受力变化的计算方法，要点如下：“结构一般按平面问题考虑，取单位长度进行结构分析，采用平面杆系有限元法计算。（端头井、换乘节点按空间结构计算）基坑开挖阶段，把围护墙视为侧向地基上的梁；浇注底板后，分两种情况考虑：地下墙：考虑与主体结构的共同作用。结构为弹