软土基坑复合土钉支护的变形特性分析与数值模拟

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浙江工业大学硕士学位论文软土基坑复合土钉支护的变形特性分析与数值模拟姓名：张庆山申请学位级别：硕士专业：岩土工程指导教师：胡敏云20090401 浙江工业大学硕士学位论文摘要软土基坑复合土钉支护的变形特性分析与数值模拟摘要近几年来复合土钉支护己在软土地区得到了广泛应用。但是对复合土钉支护的性状和加固机理的研究却远远落后于工程实践。本文针对复合土钉支护的变形特性进行研究，结合杭州地区典型的软土复合土钉支护的工程实例，应用有限元数值模拟的方法，对复合土钉支护变形特性的影响因素进行讨论。主要研究内容如下：(1)通过对现场取样的软土试样分别进行三轴固结排水试验和等向压缩试验，对杭州市区典型软粘土的力学特性进行分析，并获得了常用的摩尔．库仑模型、邓肯．张模型、修正剑桥模型等的模型参数，为有限元数值分析与计算提供参考；(2)对软土基坑复合土钉支护工程的现场实测资料进行分析，明确了复合土钉支护的水平位移、地表沉降等的发展特点及影响因素；(3)运用有限元数值模拟对深基坑复合土钉支护的变形性状进行分析，对比了不同本构模型的模拟效果，并对设计参数变化对支护体变形产生的影响进行模拟计算。通过以上研究得到的主要结论如下：(1)通过实测分析表明对基坑的变形影响因素主要有支护形式，开挖顺序，基坑周围环境等。采用半刚性的悬臂水泥搅拌桩支护时， 浙江工业大学硕士学位论文摘要其水平位移明显大于同样开挖深度的复合土钉支护的水平位移；施工顺序对基坑的水平位移影响显著，同样支护形式下，先开挖的水平位移大于后开挖的；周围环境对基坑水平位移和沉降的影响也较大，靠近建筑物和交通主干道的基坑变形较大；(2)运用有限元分析表明，修正剑桥模型具有明显的优势，更符合软土的物理力学特性，也更能反映软土基坑复合土钉支护变形特性的规律；(3)通过有限元分析表明，土钉长度、开挖深度、超挖等对基坑的变形影响较大。建议采用“上长下短”土钉布置方式；基坑附近有建筑物时，可以增大桩体宽度；超挖情况下，复合土钉支护由于搅拌桩的存在比简单土钉支护更能有效控制基坑变形。关键词：软土，深基坑，复合土钉支护，变形特性，有限元分析 浙江工业大学硕士学位论文ABSTRACTSTUDYONTHEDEFORMATIONCHARACTEIUSTICS0FCON口OSITESOILNAILEDSTRUCTUREFORDEEPEXCAVATl0NSINSOFTCLAYABSTRACTCompositesoilnailedstructureisofwide-spreadapplicationinsoftsoilinrecentyears．However，theresearchonthebehaviorandthestabilizingmechanismofthestructurelagsbehindapplicationintheengineeringpractice．Inthispaper,basedonacasestudyonthetypicalcompositesoilnailingprojectinHangzhousoftclay,finiteelementnumericalanalysiswascarriedouttostudythedeformationcharacteristicsofcompositesoilnailedwall．Themainresearchcontentswereasfollowing：(1)Undisturbedsoilspecimensweretestedinlabwithtriaxialapparatusinordertoseesoftclay’Smechanicalproperties．Moreover,parametersfordifferentconstitutivemodelswerepresented，suchasMohr-Coulombmodel，Duncan—ChangmodelandmodifiedCam—claymodel，whichcanofferreferencetothefiniteelementnumericalanalysis．(2)CasestudyofatypicalcompositesoilnailedwallinHangzhousoftclaywascarriedout．Thehorizontaldisplacementandsurfacesettlementwereanalyzedbasedontheobservationandmeasurement． 浙江工业大学硕士学位论文ABSTRACT(3)Byusingfiniteelementnumericalsimulationtoanalyzethedeformationbehaviorofdeepfoundationofcompositesoilnailedwall，theadaptabilityofdifferentconstitutivemodelswereclarified．Themainconclusionsofresearchwereasfollows：(1)Fromcasestudyitcouldbeseenthattheexcavationsequence，retainingformsandsurroundingsareallhaveeffectsongrounddeformation．(2)Comparedwithtwootherconstitutivemodels，themodifiedCam—claymodelwasmuchbetterinreflectingthesoftclaybehaviourinsoilnailedexcavation．(3)Byfiniteelementanalysis，itwasshownthatthesoilnail’Slength，theexcavationdepth，extraexcavationareallaffectthedeformationdevelopment．Forthesakeofhorizontaldisplacementcontrol，itismoreeffectivetolengthentheupperlayersoilnailingthantolengthenthelowerlayerones．Ifexcavationwasneartothesurroundingbuildings，it’Sbettertowidentheverticalretainingcomponents．Withcompositeverticalcomponents，soilnailedwallhasabetterflexibilitytoextraexcavation．KEYWORDS：Softsoil，Deepexcavation，Compositesoilnailedwall，Deformationcharacteristics，Finiteelementanalysis 浙江工业大学硕士学位论文符号说明ABAQUS一基于有限元法的模拟数值分析软件P’一有效平均应力g一偏应力81～轴应变旬一体应变点～弹性模量肠一静止侧压力系数白一固结排水试验有效粘聚力仍一固结排水试验有效内摩擦角M一临界状态线的斜率彳～三轴压缩试验e．1np曲线的斜率，取绝对值誓～三轴回弹试验e．1np曲线的斜率，取绝对值 浙江工业大学硕士学位论文浙江工业大学学位论文原创性声明本人郑重声明：所提交的学位论文是本人在导师的指导下，独立进行研究工作所取得的研究成果。除文中已经加以标注引用的内容外，本论文不包含其他个人或集体已经发表或撰写过的研究成果，也不含为获得浙江工业大学或其它教育机构的学位证书而使用过的材料。对本文的研究作出重要贡献的个人和集体，均已在文中以明确方式标明。本人承担本声明的法律责任。作者签名：效友‘f1日期：二A彳年}月．≈sEI学位论文版权使用授权书本学位论文作者完全了解学校有关保留、使用学位论文的规定，同意学校保留并向国家有关部门或机构送交论文的复印件和电子版，允许论文被查阅和借阅。本人授权浙江工业大学可以将本学位论文的全部或部分内容编入有关数据库进行检索，可以采用影印、缩印或扫描等复制手段保存和汇编本学位论文。本学位论文属于1、保密口，在年解密后适用本授权书。2、不保密口。(请在以上相应方框内打“4”)作者签名：致灰五导师签名：哆脾_日期：叫年，月03日日期：细71年s月巧日 浙江工业大学硕士学位论文第一章绪论1绪论1．1引言在城市岩土工程中，深基坑工程是不可避免的工程情况，软粘土是常遇的地基土，特别是沿海发达地区大部分都是软弱土层。工程人员面对大量软粘土地基，如何进行合理的支护是一个重要的课题。软粘土的渗透系数很小，软土的抗剪强度在应力状态发生变化时，孔隙率和含水量的变化相当缓慢，软土的抗剪强度直接与有效应力有关，并非直接取决于法向应力的改变。但因软土本身的复杂性如不均匀性、各向异性、非理想弹塑性等特点，并且受到成因、成分、组构及应力历史的影响，软粘土的强度性质和机理极其复杂。实际工程中软粘土抗剪强度一般以莫尔．库仑破坏准则为基础，即f，=otan矽+c。对如何根据具体的工程情况，合理地测定和选用土的抗剪强度指标，至今没有普遍一致的认识。软土地基深基坑支护有多种形式，有水泥土搅拌桩重力挡土墙支护(SMWI法)，锚杆支护，土钉支护，复合土钉支护及内撑式支护等。深基坑在施工挖土过程中支护不当，就有可能发生基坑位移、管涌、渗漏和倾覆事故，造成邻近建筑物不均匀沉降，产生开裂及其它不安全因素，并可能对市政道路地下管网带来重大影响，以致于影响工程施工进度。特别在软粘土地区，由于勘测资料不详细，设计、施工中的不当，对隐患的认识不足及管理不善，都可能引起基坑事故，甚至造成人员伤亡。土体本构模型是有很多，而基坑开挖引起的地表沉降一直是土木工程中的热点问题，在一般的开挖分析中忽视了土的剪胀性或剪缩性和应力路径的影响，而实际上土体更接近于任意弹塑性体，因而土体的本构关系应该是弹塑性非线的。在弹塑性模型中，剑桥模型适用于具有剪缩而没有剪胀的正常固结土与松砂，但它的应变增量计算值在n印／gp为平均有效应力，口为主应力差)较小的场合常常偏小，预测的静止侧压力系数偏大；拉德．邓肯模型则适用于具有剪胀性的无粘聚性粒状土，但不适用于按比例增大的加荷情况；帽子．邓肯模型的优点是它能反映土在三向等压应力作用下产生塑性体积应变，可用于预测对不同应力路径的反应以及静 浙江工业大学硕士学位论文第一章绪论力和动力加载下的性态，但由于土体并不完全是三向等压力，且帽子模型应用时参数难以精确确定，实际效果并不好；俞建霖等则采用线弹性模型及邓肯．张非线弹性模型模拟了基坑开挖引起的地表沉降，但计算复杂。而修正的剑桥模型计算结果虽比实测值稍微偏小，但是比较稳定、简单、有规律，所需计算参数少，尤其适用于软粘土的土质。对于深基坑的研究主要通过实测分析和数值分析，但首先需要对土的性质准确把握。国内有许多软土深基坑工程问题没有得到很好的解决，本章先介绍分析软土的分布、常遇基坑问题、支护方式及优缺点、国内外的研究现状等情况。1．2软土分布及常遇问题分析1．2．1全国软土分布情况软土地层在我国沿海一带分布很广，长江三角洲、珠江三角洲、渤海湾，以及浙江省和福建省的沿海地区等都有大面积的软土。这些地区的土层以海相沉积为主，其固体成分多为有机质和矿物质的综合物，厚度由数米至数十米不等，并呈带状分布。我国内陆地区的软土属湖相沉积，主要分布在洞庭湖、洪泽湖、太湖及滇池等湖泊的周围，厚度较小，一般约lOm左右，最深不超过25m。位于各大河流中下游地区的软土属河滩沉积，如东北的三江平原等。此外，内蒙、东北的大小兴安岭及南方和西南的森林地区还存在属于沼泽沉积的软土。我国典型软土地区有上海、天津、杭州、温州、福州、广州和昆明等。上海地区位于长江下游，浅层为第四纪沉积层，呈带状分布，地属年代较近，固结度低，含水量高，比较软弱。表土层为褐黄色粉质粘土，层厚2"----3m，含水量小于30％，孔隙比0．6---1．0，压缩模量4"-'8MPa，是该地区属性较好的软土层，承载力可达0．08"--'0．12MPa。表土层以下为淤泥质粉质粘土和粘土，厚约lOm多，孔隙比1．0"--'1．5，含水量大于液限，压缩模量仅1．8"-"--2．4MPa，是该地区最软弱的土层，浅埋隧道及地下工程一般都在这层软土中施工。埋深18m以下的土层依次为粉质砂土、粉质粘土和粘土，孔隙比小于1．0，含水量小于35％，压缩模量达8～25MPa，是属性较好的土层，可以作为基础的持力层。埋深20"---'35m以下的土层2 浙江工业大学硕士学位论文第一章绪论有一定起伏，层厚7,-一8m，压缩模量12"-'25MPa，性能更好，是良好的桩基持力层。杭州、宁被地区的软土的特性与上海地区的软土相类似。沿海地区的福建省软土可分为三种类型；第一类是福州、泉州一带的盆地型软土，属海沉弱谷相沉积，厚度一般较大，层理呈带状，水平方向变化较小；第二类是厦门、闽东一带的钱湾沉积，常有泥砂混杂，具有向海倾斜的层理，且一般起伏较大；第三类是内陆型软土，零星分布于山间盆地或河谷地带，常为各类腐植土、沼泽土和淤泥质土。其中福州地区为淤泥质土，淤泥层厚度达5～15m，以下为可塑性粘土或粉质粘土，厚3"---'8m。有的地段还有第二、第三层淤泥或淤泥质土，下方为粉砂或细砂与淤泥的互层。淤泥的天然含水量大于液限，孔隙比平均为1．9，最大达2．7，一般一经扰动破坏，即是稀软状态。天律地区位于华北平原的东部，在海河下游。浅层土为第四纪沉积，表层以下主要为粘土和粉质粘土，30m以下为粉砂、细砂，以及粉砂、细砂与粘土、粉质粘土的交互层。土层含水量为6～17％。塘沽新港区强层土较软弱，地面以下2～4m范围内多为吹填土和杂填土，lOm左右淤泥质为粘土和粉质粘土，层厚约4m，含水量大多在50％左右，孔隙比为1．3"---1．6，压缩性高，承载力低。10余米以下为粉质砂土和粉砂，18m以下的粉质砂土可作为桩基的持力层。1．2．2常遇基坑问题分析基坑失稳有局部失稳和整体失稳两种情况。不同地层条件及不同的支挡结构，破坏形式稍有差别，对有壁基坑而言，挡土墙基和锚定式支护桩的破坏形式可归纳如下：挡土墙基础的破坏形式有：滑动破坏、浅层剪切破坏、深层剪切或基底破坏、下沉前倾或后倾破坏。锚定式支护桩的破坏形式主要有：锚定系统的破坏、支护桩趾部向外移动、板桩受弯破坏、软粘土圆弧滑动、墙背沉降等。在软土地基中，常出现基坑的支护结构变形量大，其危害性较高，软土地基的基坑失稳是较常见的，除了上述破坏形式外，软土基坑的因开挖尺寸(深度和宽度)过大而出现局部失稳的例子也较多，因此对软土基坑进行全面的研究，具有实际意义。依据经验和理论分析，基坑围护体系失效一般原因主要4个方面原因造成： 浙江工业大学硕士学位论文第一章绪论①因为勘察资料失实(勘探点位置偏离基坑开挖边线、提供的土层物理力学参数不合理等)或地质变化引起基坑支护结构的失稳；②因为内在设计不合理因素导致支护体系失稳(如整体稳定、抗倾覆、抗隆起的安全性偏小，支护结构强度或刚度不足导致破坏等)而引起基坑失稳；③因为施工因素(如支护结构施工质量达不到设计要求、挖土不合理、挖土扰动支护结构等)引发的基坑失稳；④因为外界环境变化(如暴雨天气、超载、水渗入)引发基坑失稳。软土基坑的失稳是因其变形过大导致，由软土本身特征引起的变形，其速率稍慢，当为外界因素诱发时，常常呈现突发性。外界条件影响较明显的因素主要有：施工进度、施工震动、坑顶临时堆载、雨后上部土体重量的增加、降水的影响等。当上部土质条件较好时，超尺寸开挖施工，无壁基坑常会出现局部失稳情况，这种情况，往往坑顶的监测位移量不大时，坑底软土的流变性和触变性容易使变形过大而引起坑壁的中下部出现破坏；施工震动会使土质变差，易产生侧向滑动、沉降及基底变形等现象；坑顶临时堆载及雨后上部土体重量的增加均会引起坑底应力的增加，对强度较低的软土显然产生不利影响；本身为饱和状态的软土，在工程降水时，会加快固结作用，变形增加。因为软土本身的特性、施工条件和环境条件的变化而引起软土结构的破坏，使其物理力学性质变差，基坑的稳定性降低以至失稳。通过分析软土基坑各种支护的适用性及时效性，采用复合土钉支护是比较适用软土基坑的，其发展速度快，应用多，所以我们着重对复合土钉进行研究分析。1．3复合土钉支护应用的研究现状1．3．1传统土钉支护研究现状从历史上看【l】，最早应用这种概念的重大工程实例也许可追溯到一百多年前(1835)英国建设世界上第一条水下隧道，即泰晤士河隧道的施工开挖中。为了用新的盾构置换旧的盾构，设计人M．I．Brunel采用土钉作为盾构工作面挡板的辅助支护，并且在以后的开挖中当遇到较弱地层时就用土钉来减轻挡板上的土压。这时所用的土钉是4英寸宽、l／2英寸厚、8英尺长的扁铁，而作为面层的挡板是3英寸厚4 浙江工业大学硕士学位论文第一章绪论的木板，土钉从木挡板之间的缝中击入土中，端部用楔块固定，当时还作了抗拔试验，并且比较了用扁铁筋和圆铁筋这二者作为土钉的效果。现代土钉技术是从70年代出现的，而且法国、德国和美国等许多国家几乎都在同一时期内各自独立地开始了这种支护方法的研究和应用【2-5】。出现这种情况并非偶然，因为土钉技术在许多方面与隧道修建的新奥法施工类似，可看成是新奥法概念的延伸。60年代初期出现的新奥法施工，将喷射混凝土技术和全长粘结注浆锚杆结合起来并首先用于硬岩中的隧道断面开挖，使得开挖后的洞体变形很快得到稳定。1964年，新奥法用于软岩开挖，以后就进一步试用于土体，其最早的工程实例是1970年德国法兰克福土中地铁的小断面隧道开挖，不久在纽伦堡地铁车站的土体开挖中再次获得成功。另外，土钉支护与加筋土挡墙也十分相似，而加筋土挡墙技术也是从60年代初期发展起来的，最早是在法国。法国在工程中应用土钉支护技术始于1972年，法国著名的承包商Bouygues时将新奥法隧道施工的经验推广于边坡开挖以保持边坡稳定，在法国凡尔赛附近为拓宽一处铁路路基的边坡开挖工程中，采用了喷混凝土面层并在土体中置入钢筋作为临时支护，整个开挖和支护工作是分步进行的，开挖的边坡坡度为70度，长965m，最大坡高21．6m。现场土体为粘性砂土，摩擦角为33---，40度，粘结力为20kPa。施工时的每步挖深为1．4m，放置土钉的钻孔直径为100mm，其水平和竖向间距均为0．7m，钻孔的向下倾角为20度，在钻孔前先用钢筋网挡住坡面，在每一钻孔中放入二根直径为10mm的钢筋后注浆，共用了25000多根钢筋。土钉的长度为上部4m，下部6m，坡面喷射混凝土厚50-～80mm。现场抗拔试验表明，4m长土钉在注浆后12d,时、36d,时、7天和11天的抗拔力分别大于15、30、70、和90kN。这是有着详细记载的第一个土钉工程。1974年，上述承包商又在法国Leslnvalides地铁车站工程中首次采用不注浆的击入钉，所用土钉为外径49ram钢管，间距为0．7m。1978年，在巴黎BoulevardVictor的地下车库施工中又用50×50×5mm角钢作为土钉击入土体，这是将土钉技术第一次用于城区，并在邻近高层建筑和繁华街道地区开挖施工。用角钢代替钢管作为击入钉是因为击入过程中排除障碍的性能要优于钢管。接着，土钉技术很快在法国各地得到推广，土钉技术除用于新建工程施工外，也用于原有土体的修理和加固。1984年在法国还发展了一种高压喷射注浆击入钉的新技术。根据1986年发表的一份报告估计，此时法国每年大约有50个工程项目应用土 浙江工业大学硕士学位论文第一章绪论钉技术，其中约10％用作永久支护设施。据1992年的调查，法国土钉支护每年仅用在公共工程中就有约10万m2(按支护面层的面积计算)，此外尚有数以百计的私人小型建筑等在施工时用了土钉。这些工程中多数是临时性的，采用击入钉(无注浆)、钻孔注浆钉和高压喷射注浆击入钉的比例大体接近。土钉支护的高度有的超过了20m，在利昂附近Dombes隧道的洞门挡墙(坡度72度)中，采用永久性土钉支护高度达到28m。法国的工程界认为土钉支护可用小型机具，最适合城市地区施工，为了减少基坑开挖中的支护变形，避免对邻近的建筑物或设施造成不良影响，强调上排土钉宜加长或改用预应力锚杆，如1985年在一处深21m的基坑开挖临时支护中，采用角钢击入钉，上部加一排锚杆，1990年在一个高速铁路隧道入E128m高的边坡支护中用10排长15m的注浆土钉，上部加用--排30m长的锚杆。开发应用土钉支护仅次于法国的是德国【6-9]。1979年，德国在Stutgart建造了第一个永久性土钉工程，高14m。1992年调查，德国当时至少己建成500个土钉墙，所用土钉几乎全为注浆钉，采用二次挤裂注浆的也有不少，其中也有采用先击入而后注浆的方法，这种不需钻孔的特殊土钉带有扩大的端部。现在土钉技术在法国、德国的应用已非常广泛，成为一种常规技术，不仅用于基坑开挖，而且用于铁路和公路边坡的永久性挡墙f10。1训。在北美，加拿大的温哥华地区早在60年代末期己经用过土钉作为房屋基础开挖的临时支护，其深度有达18m的。美国最早应用土钉支护在1974年，早期称为原位土加筋的侧向支护体系，并称土钉为锚杆，只是在国际上开展土钉技术的交流以后才改称为土钉。详细记载美国早期应用的一个工程实例是1976年在Oregon')'H波特兰市一所医院扩建工程中的基础开挖。美国另一项有名的土钉工程是匹茨堡PPG工业总部的深基开挖，与其紧挨的有已建建筑物，所以开挖时对土层作了注浆处理，并且对土钉区内的已有房屋基础用微型桩作了托换。在70年代应用土钉的国家还有西班牙(1972年)、巴西、匈牙利、日本等，以后在印度、新加坡、南非、澳大利亚、新西兰等均有应用和研究土钉支护的报道。日本的土钉支护用量较大，1989年的用量按土钉长度估计约为10万米。国外有的著名跨国承包商还拥有土钉技术方面的一些专利【l5。16j。1979年在巴黎召开了一次关于土体加固的国际会议，由于信息的交流，使土钉支护技术得到迅速发展和广泛应用，受到各国土木工程界的极大重视。1990年在美国召开的挡土结构国际学术会议上，土钉支护已作为一个独立的专题与锚杆6 浙江工业大学硕士学位论文第一章绪论并列，成为一个独立的土体加固学科分支。我国在土钉支护技术方面的应用和研究起步较晚。1980年太原煤矿设计研究院的王步云，在山西晋中柳湾煤矿调度房边坡加固中，在国内首次应用土钉技术成功地完成了黄土边坡支护工程，并对土钉边坡进行原位试验和分析。该边坡垂直高度为10．2米，坡角80度，长度40米。之后在公路和铁路的边坡加固中，也有土钉支护的个别工程实例。近年来，国内高层建筑和基础设施的大规模兴建，深基坑开挖项目越来越多，使原位土的各种加筋技术有了很快发展。中国人民解放军总参工程兵科研三所89002部队，在长期对土中喷锚支护进行研究开发的基础上，依赖自身的经验，1992年10月首先将土钉技术用于深圳文锦广场大厦的基坑围护工程中，但仍称其为深基坑开挖的“喷锚网支护法”。近年来，清华大学、冶金工业部建筑科学研究总院、北京工业大学、广州军区建筑工程设计院等单位也在深基坑开挖的土钉支护技术的应用与研究上做了不少工作。从事土钉支护设计施工的还有一些勘测设计部门以及军内工程兵系统的单位。现在这项技术已在我国的广东、海南、北京、山东、湖南、湖北、河南、江苏、四川、河北等省市应用并取得了显著效益。仅89002部队自1990年以来已完成的土钉工程就超过Y300项，其中有不少是用于常规支护基坑失稳时的抢险加固或塌滑处理，有时与预应力锚杆配合使用。1996年9月由中国建设部科技委主持在北京召开的“深基坑开挖土钉支护技术”研讨会，交流了清华大学、中国人民解放军总参工程兵科研三所、四所、山东建筑工程学院、中国四海工程公司以及其他有关单位的科研成果与施工经验，会上宣读了40多篇论文。尽管这次与会单位尚不广泛，但仍具有一定的代表性。在此基础上开始着手编制深基坑土钉支护设计与施工的技术文件，1998年中华人民共和国行业标准《建筑基坑支护技术规程》完成，对土钉支护己有单独的章节进行阐述，表明深基坑土钉支护己经构成了我国土体支护的一个独立的技术门类，土钉支护己开始走向科学化、规范化的轨道。1．3．2复合土钉支护形式对于复合土钉支护的完整定义，工程界至今还没有统一的定义，目前主要有三种。工程界普遍认为复合土钉支护就是把土钉与其他支护形式或施工措施联合7 浙江工业大学硕士学位论文第一章绪论应用，在保证支护体系安全稳定的同时满足某种特殊的工程需要，如限制基坑上部的变形、阻止边坡土体内水的渗出、解决开挖面的自立性或阻止基坑地面隆起在占可●根据复合土钉支护在实际工程中的应用情况，该支护主要有以下三种基本的形式：(1)土钉与超前搅拌桩联合(止水型土钉支护)：为防止地下水位降低引起建筑物及道路沉降，在基坑开挖前，沿基坑开挖线用相互搭接的单排或双排具有一定强度的水泥．土搅拌桩或高压悬喷桩，作为止水帷幕。止水帷幕的主要作用是使基坑外地下水不进入坑内。对于软土较深的软弱土层，搅拌桩入土深度为基坑底面以下3'---'5米或一倍开挖深度，然后分层开挖土体、设置土钉和喷射混凝土面层。适用于地下水位高，开挖相对大而深的基坑，为了防止地下水进入基坑内部及防止基坑产生较大变形。(2)土钉与微型钢管桩联合：在基坑开挖前，在开挖线外侧垂直打入钢管，在钢管内注入水泥浆，形成沿基坑开挖线以一定间距分布的一排微型桩，然后分层开挖土体、设置土体和喷射混凝土面层，并与微型桩连接成整体。适用于土质松散、自立性较差的地层情况。对于限制基坑的变形、增加边坡的稳定性是十分有利的，但不能起到止水隔水的作用。(3)土钉支护与预应力锚杆联合使用的技术：在土钉支护上部设置l'--'2排预应力锚杆，对主动区土体施加初始拉力，大大减小了土钉支护的位移。适用于一般的地层条件，可满足不同实际情况的需要。与复合土钉支护相适应，在工程实践中发展了多种超前加固技术。对软土地区，既要挡水，又要防止基坑变形过大，第一种形式较好，所以本文结合实际工程，对超前搅拌桩(主要是水泥搅拌桩)和土钉结合的这类复合土钉支护进行研究。1．3．3复合土钉支护优缺点复合土钉墙突破了传统土钉支护技术的局限性，能在松散砂土、软塑、流塑状粘土及有丰富地下水源的情况下使用，同时它又具有土钉支护类的优点。可以归纳为以下几点： 浙江工业大学硕士学位论文第一章绪论(1)材料用量与工程量少，施工速度相对较快复合土钉支护土方开挖量和混凝土工程量少，材料用量远低于桩支护，施工速度快。(2)施工设备轻便，操作简单搅拌桩在平面场地操作较为方便，土钉制作与挖孔不需要复杂的技术和大型的设备，施工方法有较大灵活性、施工时对环境干扰也很小，适合于城市地区施工。(3)结构轻巧、柔性大，具有很好的延性支护自重小，不需作专门的基础结构，支护即使破坏、在破坏前后有一个变形发展过程，不会出现突发性塌滑，为边坡的修复提供了时间，并可减小塌滑所造成的损失。(4)安全可靠由于施工中采用边挖边支护，安全度较高，由于土钉数量众多并作为群体起作用，即使个别土钉出现质量问题或失效对整体影响不大，还可以随时根据现场开挖发现的土质情况和现场检测的土体变形数据修改土钉间距和长度，万一出现不利情况也能及时采取加固措施，避免出现大事故。(5)具有良好的抗渗性和自立性对于搅拌桩复合土钉支护方法而言应与止水帷幕结合使用，使墙体表面水土压力很小，避免了表面土体淤泥流动、流砂等等地层破坏现象。边坡由于水泥浆的加固作用而具有良好的稳定性与自立性。(6)具有较好的经济性与桩锚支护及连续支护相比，造价明显降低，根据欧洲经验，土钉支护可比一般的背拉锚杆支护节约造价10--一30％，也有报道说法国应用土钉支护比别的支护方法可节省1／3,--一1／2，美国修建的第一个土钉支护工程表明可节约造价30％，而工时则为通常支护的50----70％。(7)变形较小复合土钉支护因提前对土体进行注浆加固，其支护体的最大位移可以控制得很小，这在城市地区基坑开挖至关重要。当然复合土钉也有缺点，它是一个极为复杂的体系，像其它岩土工程问题一样，存在着实践超前于理论的现象，至今还没有制定相应的国家标准或地方标准，9 浙江工业大学硕士学位论文第一章绪论目前施工中常常采用施工和监测并进的方法，监测地表沉降和墙项水平位移，及时反馈到设计和施工，根据位移沉降检查设计施工的合理性，并提出土钉、注浆和面层等的修改意见。总而言之，复合土钉适用性较好，能适用于地下水位高，开挖相对大而深的基坑，能够有效防止地下水进入基坑内部并防止基坑产生较大变形。所以成了软土地区的首选支护形式。1．3．4复合土钉支护研究现状复合土钉的设计主要包括土钉与复合体的设计，对于土钉支护的研究相对比较成熟，而对复合体的研究处于初步阶段，尚未成熟。国内外研究现状可以发现，尽管对土钉支护问题的分析方法和途径很多，但对复合土钉支护的研究不多。复合土钉支护就像其它岩土工程问题一样，存在着实践超前理论的现象¨¨，对复合土钉支护的性状、复合土钉支护稳定性问题，尚未进行深入的研究阶段，现有的排桩支护理论、单纯的土钉支护理论都不能完全充分的反映复合土钉支护实际施工过程和工序的问题，因此工程实践迫切需要理论来指导、充实和完善，所以有必要对复合土钉进行研究分析。目前，一些学者㈣就以下述几个方面：包括各构件的受力机理、稳定性、土体的变形、地下水位的处理以及整个结构的设计与施工方法等，对复合土钉支护结构的进行了研究，主要采用现场观测和理论研究两种方法，并取得了一定成果。(一)现场观测许宏发【19】等根据北京市海淀区车公庄某基坑工程，局部采用复合土钉支护技术，在土钉结构中增加了预应力锚杆及管桩，取得了良好的施工效果。结合复合土钉支护技术在该工程中的应用，详细介绍了该技术的设计方法与施工工艺，阐述了施工中遇到的问题及其解决方案，得出以下结论：(1)复合土钉支护技术既保留了土钉支护技术造价低、工期短的优点，又具有变形小、适用范围广的特点，在城市地区深基坑工程中有广泛的应用前景。(2)施工中应做好变形监测工作，使得工程人员对开挖支护情况有准确的了解，确保工程满足变形控制的要求。(3)施工中，应根据开挖揭露的土体实际情况，及时调整施工方案，做到优化lO 浙江工业大学硕士学位论文第一章绪论设计，达到工程质量与经济效益的统一。段建立【20】结合南京市玄武湖隧道基坑支护工程，介绍了自钻式土钉与深层搅拌桩相结合复合土钉支护技术的设计、施工方法。然后通过对复合土钉支护的土钉受力、深层水平位移等的现场测试和分析，比较全面地研究了复合土钉支护在施工及使用阶段的工作性能。并得出一下结论：(1)复合土钉支护结构的水平位移随施工过程持续增加，在基坑开挖完成后逐渐趋于稳定，水平位移在距离基坑项面一定距离处最大，深层搅拌桩有向前凸起的趋势，与一般土钉支护不同。(2)土钉安装后，其拉力逐渐增加，开挖施工使上部已设置的土钉拉力增加较多。拉力沿土钉长度呈曲线分布，最大拉力出现在土钉中部，两侧逐步递减。基坑中部的土钉拉力最大，下部土钉受力较小。(3)基坑中部土钉的端部受力开始略有减少，这可能是由于土体蠕变引起的松弛所致。随后在下层土体开挖时其受力又持续增长，开挖完成后受力趋于稳定，总的来说，变化量不大。李象范【21】对复合土钉的超前支护措施能减小支护结构变形的作用机理进行了分析，表明：当无超前施作的水泥搅拌桩时，挖掉一层土体以后，水平向约束解除，仉趋于零，伴随土体的侧向膨胀而产生竖向位移，反映到地表即为地表沉降。如果在土体挖除以前，施作水泥搅拌桩，利用水泥搅拌桩的刚度和强度替代已挖除土体的约束作用，那么墙后土体的侧向膨胀得到约束，竖向变形和沉降就较少发生。水泥搅拌桩的刚度越大，对墙后土体的约束作用就越充分。龚晓南等【221根据杭州萧山某位于粉砂土土层中的深基坑工程，成功地以土钉墙作为主要支护形式，根据周边环境情况及基坑开挖深度，分别采用单纯土钉墙支护和多种复合土钉支护形式。详细介绍了该工程的特点和设计思路，分析总结了粉砂土层中深基坑采用土钉墙支护在设计、施工中应注意的问题，可供今后类似工程借鉴。(二)数值分析数值分析很多采用有限元分析方法。龚晓南结合工程实例对上海地区软土基坑搅拌桩复合土钉支护进行了有限元分析，得到基坑变形和土钉轴力变化规律。毕孝全、赵明伦瞄1采用二维有限元，对水泥搅拌桩．土钉联合形式的复合土钉 浙江工业大学硕士学位论文第一章绪论进行了分析，土的变形模式采用一种剪切硬化模式，实质上是邓肯张模型和摩尔库仑模型的结合。有限元模型中，采用平面6结点三角形等参元模拟土体，3结点杆单元模拟土钉。得出以下结论：(1)复合土钉支护与一般土钉支护的变形大小及特征不同，水泥搅拌桩对限制坑壁最大水平位移，减小底面沉降，坑底隆起很有效。(2)面层后土压力不同。复合土钉支护搅拌桩后土压力对均质土层计算结果接近直线分布，而普通土钉支护面层后土压力分布不均匀。(3)典型土钉轴力分布趋势不同，如图1．1所示：图1·1复合土钉支护和一般土钉支护典型土钉轴力莫暖娇【24】采用二维分离模型，开发了深基坑复合土钉支护的有限元程序，采用平面8结点二次函数模拟土体和桩体，采用一维杆单元模拟土钉，采用6结点无厚Goodman单元模拟土钉与土体的接触面。土体本够模型可采用线弹性模型、变形模量随深度线性增加的线弹性模型、邓肯张非线性弹性模型三种，考虑土与结构相互作用和施工过程。主要结论：(1)墙体、土体水平位移。由于上部土钉的约束加固作用，复合土钉支护墙体或墙后土体的上部水平位移的增加随着基坑开挖而减缓、中部水平位移发展较快，墙体最大水平位移的位置随着开挖深度的增加而下移，但墙体的最大水平位移位于墙体上中部而不是在基坑底部的附近。(2)土钉轴力与单纯采用土钉支护时不同，复合土钉支护的最大土钉轴力不位于土钉中部，而是位于基坑桩体后l"--'3米范围内，且轴力沿钉长分布不均布。土钉轴力随开挖深度的增大而增大。不同排土钉最大轴力值相比，中部土钉最大轴力值最大，上部次之，下部最小。(3)随着土钉长度的增加，墙体水平位移随之减小，墙后土体的最大沉降值减小缓慢，坑底土体的最大隆起值变化不大，土钉的轴力将增加。当土钉长度<1．5H(H为基坑开挖深度)时，增加土钉长度对降低墙体最大水平位移效果显著。当土钉长度>1．5H时，增加土钉长度，墙体最大水平位移的递减速度减缓。12 浙江工业大学硕士学位论文第一章绪论李象范、何之卧25】认为复合土钉墙中的水泥搅拌桩对于减小基坑水平位移、改善土钉的受力状态有重要作用，但目前对于搅拌桩在复合土钉墙中这一作用的研究多局限在定性探讨，，未进行较为量化的分析，在复合土钉墙的设计中也一般将搅拌桩作为安全储备。文中通过对复合土钉墙的有限元分析，对复合土钉墙中不同搅拌桩排数、长度及不同土层情况进行了对比研究，得出一下结论：(1)复合土钉墙中搅拌桩可以有效地减小基坑水平变形及土钉拉力，使土钉拉力延长度分布趋于均匀合理。(2)复合土钉墙中搅拌桩设置l排或2排即可，过多排数的搅拌桩不仅增加了支护费用，还使复合土钉墙的受力机理、受力变形形态接近于重力式挡墙，改变了原来按照复合土钉墙设计的初衷，且对于上层土钉受力不利。(3)对于处于较好土层中的复合土钉墙，从控制变形及减小土钉拉力的角度，搅拌桩嵌入基坑底面一定深度即可，再增加深度效果不显著；而在软弱的土层中需适当增加搅拌桩的嵌固深度。“)复合土钉墙变形及土钉拉力在不同土质条件下表现有所不同，且还应与各层土钉长度的分布、土钉间距等因素有关，因此在复合土钉墙的应用时应针对其具体情况进行分析，才能在保证基坑安全的前提下尽可能经济合理。虽然复合土钉支护已经广泛应用于工程实践当中，并有很多成功的工程实例，但复合土钉支护存在不少问题。同济大学李象范认为目前对复合土钉支护的受力机理还不清楚，理论上不能很好的统一，目前的设计计算方法只能是一种综合法，将可能发生的各种破坏形式全部进行分析计算。清华大学宋二祥认为对土钉支护的稳定性分析已经有比较成熟的基于极限平衡理论的验算方法，但对复合土钉支护稳定性分析的方法则处于研究阶段，而对于变形分析，无论是土钉支护还是复合土钉支护，目前在设计时主要凭借经验估计，实际上基坑支护的设计往往是由变形控制的，研究其变形计算很有必要。对变形分析一般采用有限元分析法，国内外对此都开展了研究，取得了一些进展，但是仍有些问题有待进一步探讨。土钉支护是一种柔性体系，内力变形的计算更为依赖于对土体性质的准确模拟，而土的性质极为复杂，故复合土钉支护的有限元计算有较大的难度。张明聚、宋二祥【26】通过建立三维有限元模型，对土钉支护的变形性能进行分 浙江工业大学硕士学位论文第一章绪论析，得出以下结论：(1)根据土钉支护特点建立的三维有限元模型，考虑土钉的局部三维作用，克服了二维模型存在的问题，分析方法模拟施工过程，反映了实际的施工特点和受力情况。(2)所应用的非线性E．B模型、加荷或卸荷．再加荷判别准则及固结压力降低后弹性模量的确定方法，对于加荷与卸荷．再加荷采用不同的模量，能够模拟基坑开挖工程中土的非线性特性。(3)土钉及其与土体的相互作用分别采用杆单元和双弹簧联结单元，能够模拟土钉的拉力作用和土钉与土体之间的粘结滑移性能。(4)工程实例分析表明，计算结果与实测结果基本吻合，所建立的有限元模型和分析方法的是可靠的，具有工程应用价值。彭孔曙等【27之91采用有限元对搅拌桩复合土钉支护进行了变形分析，认为搅拌桩变形曲线类似由内力支撑的板桩体系的变形曲线。针对软土地区复合土钉墙的应用特点及施工方法，通过对滑移土体极限平衡条件下的受力机理进行分析，通过与现有计算方法的比较分析，提出复合土钉墙设计中整体稳定安全系数的计算方法，改进现有算法。通过算例分析，说明了复合土钉支护中超前桩的设置对提高其整体稳定安全系数具有明显效果。同时分析了土钉倾角及土层摩擦角对超前桩所起作用的影响，计算结果与复合土钉墙在软土地区的工程实际应用情况是一致的，说明了计算方法的合理性。并采用非线性有限元方法建立简单土钉墙及复合土钉墙受力变形的计算模型。对两种计算模型的土钉轴力分布、超前桩的受力以及土体的位移模式等进行研究，以明确复合土钉支护在加入搅拌桩以后其与简单土钉支护工作性状的差异，为复合土钉支护设计计算方法的改进提供依据。夏玲涛‘30Jx于-于软土采用修正剑桥模型从以下几个方面来阐述水泥搅拌桩一土钉联合支护的力学性能：(1)复合土钉墙结构在开挖过程中，分析水泥搅拌桩位移、土体位移以及土钉轴力的变化特点，这样可以方便的显示结构在加载过程中的逐步破坏过程以及各阶段的应力和位移状态。通过有限元模拟，能够更加合理地模拟结构的支护作用，更真实地揭示出结构的破坏机制。(2)复合土钉支护各项参数对基坑侧向水平位移的影响，包括土钉不同的倾角、不同的间距、不同的长度以及不同的水泥搅拌桩桩体宽度与桩深。14 浙江工业大学硕士学位论文第一章绪论(3)基于上述结果，联系实际工程中采用的设计与施工方法，提出一些建议。综上所述，～个合理的计算模型，首先应能反映复合土钉支护内力变形的基本特点，根据问题的特点抓住土的主要变形特征，其次应该模型参数少，并容易测定。所以研究复合土钉要选取合理的模型，确定模型参数，通过数值模拟来确定基坑变形，可以为基坑工程的设计提供参考与依据。1．4本文的主要内容基于复合土钉支护的受力机理及稳定性分析处于研究阶段，本文研究的主要内容与方法如下：(一)实测由于复合土钉与土钉的受力机理不同，而规范无具体规定，所以对复合土钉需要进行实测，并且进行理论分析。(二)数值分析通过理论与实测的对比分析，某些方面是一致的，而有些是不一致的。在数值分析中对模型的把握是比较重要的，所以要选择合理的模型。(三)实测与数值比较分析由于实测与数值模拟存在不一致，很难澄清原因，可能模型的选择与模型参数的确定对数值模拟影响比较大。本文对不同的模型进行对比分析，然后确定数值模拟的模型来进行数值模拟，并且与实测进行对比分析，得出结论。本文的主要研究内容及方法：(1)应用三轴仪进行室内试验，对软土试样分别进行固结排水试验和等向压缩试验，获得摩尔．库仑模型、邓肯．张模型、修正剑桥模型参数。(2)根据实际软土基坑复合土钉支护工程的实测监测资料，分析基坑水平位移、沉降等的变化规律。(3)用有限元软件ABAQUS建立基坑模型进行数值模拟，模拟的结果与现场实测数据进行对比分析。(4)通过理论分析，提出杭州地区各个模型参数合理的取值范围。 浙江工业大学硕士学位论文第二章软土物理力学特性及本构模型2软土物理力学特性及本构模型2．1引言本章主要分析软土的物理力学特性，介绍常用的软土本构模型，如邓肯．张模型、Tresca、Mises、Mohr-Coulomb、Drucker-Prage、剑桥模型及修正剑桥模型等。通过对比分析，说明各种数值模拟的本构模型对软土基坑支护模拟的适用性。2．2软土的物理力学特性2．2．1杭州地区软土的分布杭州市地处钱塘江下游，浅层为第四纪沉积层，呈带状分布，地属年代较近，固结度低，含水量高，比较软弱。根据工程地质勘察资料分析，整个市区可大致分为两大区域：(1)是中河路以东区域，该区域以饱和粉土和粉砂土层为主，土层厚度5～15m，含水量极为丰富，一般为35～50％，渗透系数为1×10-3"-2×10‘4cm／s，透水性强；天然孔隙比一般在0．85～1．50左右，双桥静力触探锥尖阻力约为500～800KPa，压缩模量约为1．5～3．0MPa，地基承载力约为70～80KPa左右；局部夹有粉土，或呈互层状。软粘土性质类似与上海的淤泥质粘性土。(2)是中河路以西区域，该区域以饱和淤泥质、粉质粘土层为主，土层厚度一般为3"-5m，深则可达到10m以上，其含水量一般为30"--45％，土颗粒很细，受到振动后土体结构破坏，地基土强度降低；孔隙比一般为l～1．30，土体压缩性较大，其压缩模量在6～20MPa；渗透系数一般为1．5×10-7～2x10击cm／s，透水性低，增加了降水难度。由于堆积年代、沉积环境、固结条件等的差异，其性质变化较大。资料显示，其密实度一般由松散至中密状态变化，孔隙比约在0．8～1．1左右，双桥静探端阻力一般为2000～9000KPa，标贯击数一般为8～20击／30cm。地基承载力约为80"--220KPa。另外，在老城区还分布有较多的杂填土及暗河塘，城区西湖西南主要为低山丘陵地带。我们主要对人口比较密集的中河路以西区域的软土地区进行研究分析。由于16 浙江工业大学硕士学位论文第二章软土物理力学特性及本构模型软土的物理力学性质比较复杂，所以我们有必要对软土的特性进行研究分析。2．2．2软土的特性软土的特性和一般粘土不同，根据工程实践，对沿海地区的软土主要物理力学性质特点分析如下：(1)液限变化在34---,58％之间，大部分在34---,43％的范围内，塑性指数变化在13--一30之间，大部分在15"--,20的范围内，属于中等塑性的无机土。(2)含水量在34---,72％之间，都大于液限，属于流动状态，天然孔隙比在1．0～1．9之间，全部属于淤泥和淤泥质土，其中淤泥质土占多数。(3)压缩性高，压缩系数在0．05"--0．02cm2／N之间，属于高压缩性土。其压缩性往往随着液限的增大而增大。软土是第四纪后期的沉积物，通常它是属于正常固结的，但某些近期沉积的软土，则是末完全固结(欠固结)的，例如近期围垦的海滩(俗称海涂)，在自重作用下还会继续下沉。(4)渗透性小，渗透系数大部分为10培～10一cm／s之间，所以在荷载作用下固结很慢，强度不易提高，当土中有机质含量较大时可能产生气泡，堵塞通道，降低其渗透性。对夹有薄砂层的粘土，其水平渗透性可能显著增大，水平渗透系数可达10巧～104cm／s。这种土层的固结速率比之均质粘性土要快得多。(5)抗剪强度低，一般快剪粘聚力在10kPa左右，内摩擦角为0～5。之间，固结快剪粘聚力较快剪差别不大，内摩擦角一般在15"～20。之间。软土的强度大小与排水条件有密切关系。在荷载作用下，如果土层有条件排水固结，则它的强度随着有效应力的增大而增加；反之，如果土层没有排水条件固结，随着荷载的加大，它的强度可能随着剪切变形的加大而衰减。因此在工程实践中必须根据地基的排水条件和加荷的时间长短采用不同排水条件进行试验(不固结不排水剪、固结不排水剪和固结排水剪等)，取得抗剪强度指标。位于不同深度的土层，在大小不同的自重压力作用下固结，所以软土的强度是随着深度的增加而增加的。软土层在深度10m以内的平均十字板剪切试验强度～般为5～20kPa，每深lm强度平均增加1"--2kPa。(6)软土的流变性是显著的，在剪应力作用下，土体产生缓慢的剪切变形，剪 浙江工业大学硕士学位论文第二章软土物理力学特性及本构模型应力愈大此变形性质愈明显，当剪应力大到一定数值，长期作用下土体可能被剪坏，此时的剪应力小于一般试验方法得到的抗剪强度，称之长期抗剪强度，它只有一般抗剪强度的40--一80％，土的塑性愈大其值愈小。考虑土的流变性可将一般试验得到的抗剪强度值适当降低。但实际工程地基在荷载作用下固结可以抵消其降低值，因而具体设计中也常不考虑土的流变性质。软土在固结沉降完成之后，还可能继续产生可观的次固结沉降，许多工程的现场实测资料表明：当孔隙水压力完全消散后，地基还会继续沉降。(7)软土具有显著的结构性，特别是海相的软土，一旦受到扰动(振动、搅拌或搓动等)，其絮状结构受到破坏，土的强度明显下降，甚至呈流动状态。软土受到扰动后强度降低的特性可用灵敏度来表示。我国东南沿海(如上海和宁波等地)的滨海相软土的灵敏度约在4--一10之间。因此，在高灵敏度粘土地基上进行基坑开挖时，应力求避免土的扰动。软土扰动后，随着静置时间的增长，其强度又合逐渐有所恢复，但一般不能恢复到原来结构的强度。由于软土成因有多种形式，所以它的构造较复杂。滨海沉积的软土层，因受潮汐水流等因素的影响，其上部往往成厚度在3m以内的"硬壳”层，下部则为夹粉，细砂透水晶体淤泥质上，或夹粉砂的层状淤泥质土，有时局部有薄的泥炭层。三角洲沉积则往往为淤泥质土与薄砂层的交错层。对于湖泊沉积来说，由于沉积作用带有季节性，因此下部软土层的淤泥质土与粉砂的层状构造更为明显，有时还存在较厚的泥炭层，上述软土的构造特性可以说明为什么软土层多具有各向异性和成层性的特点。(8)软粘土主要由粘土粒及粉粒组成，常含有有机质。其粘粒含量较高，有的可达到60--一70％。粘土粒的矿物成分为高岭土、蒙脱石和水云母等，以水云母为最常见。由于这种矿物颗粒很小，呈薄片状，表面带有负电荷，且在沉积过程中，常形成絮状结构，并含有机质，所以粘土颗粒四周吸附着大量的偶极化分子。因此，软土的天然含水量是比较大的，这是软土的一个重要特征。根据统计，软土的天然含水量一般在50---80％之间，有些甚至达到200％以上；孔隙比一般在1～2之间，有些达到6以上。软土天然含水量大小，在一定范围内是影响土的抗剪强度和压缩性的重要因素。而杭州多数地区分布了淤泥质软土层，其主要参数见表2．1。软土的这些特性使得分析土钉支护在这些软土中的工作机理，选取能较好反映软土的这些性质18 浙江工业大学硕士学位论文第二章软土物理力学特性及本构模型的本构模型尤为重要。表2．1杭州地区软土层参数表地层层厚重度含水率液限指数塑限指数凝聚力内摩擦角无侧限yWIPILCoqu名称(m)KN／m3％|lkpa淤泥质粘土3---616～1838～6515～231．2～1．59～144～820-～40淤泥质粉质粘土8～lO17～1837～4612～151．5～1。99～236～lO28～542．3常用的软土本构模型【3，】基坑开挖引起的土体变形一直是土木工程中的热点问题，在一般的开挖分析中忽视了土的剪胀性或剪缩性和应力路径的影响，而实际上土体更接近于任意弹塑性体，因而土体的本构关系应该是非线性弹塑性的。弹塑性模型把总的变形分成弹性变形和塑性变形两部分，用虎克定律计算弹性变形部分，用塑性理论来分解塑性变形部分。屈服条件和破坏条件是土体开始产生塑性变形和开始出现破坏的两个分界点，因此要研究土体的弹塑性本构关系，必须先建立材料产生屈服和破坏的条件。屈服条件一般是应力(或应变)状态的函数，破坏条件一般是破坏应力(或应变)的函数。下面将对非线性弹性模型及常用的弹塑性的屈服准则进行介绍。2．3．1邓肯．张模型邓肯．张模型是基于常规三轴排水剪试验资料建立起来的模型。试验表明，正常固结粘土、松砂及中密砂表现出应变硬化的特征，其偏应力与轴向应变关系为双曲线，可表示为：矾～仉：—L(2—1)q～q2云而“一’式中a=l／E,，E为初始模量，1／b=(q—cr3)础为极限主应力差。切线模量：巨2两a可根据J础u的建议，初始切线模量互的经验关系为E=瓴㈢“(2—2)(2—3)19 浙江工业大学硕士学位论文第二章软土物理力学特性及本构模型式中K、刀为试验常数；见为大气压力。邓肯．张的切线模量Et为互=瓴㈡”[-一鬻卜腓PoYt刊2(2刊式中髟=糕为破坏崦瓴训，为破坏时的碱＆=粉为应力水平。根据摩尔库仑破坏准则可得：互=瓴㈡”心R：一(1-s畔incp)(一crI-o-3)．]2c2吲切线泊松比为：K=F————』型迎盟———1(2-6){1-面丙可F面；赢D再丽两面碉}式中G、F、D为试验常数。同时，邓肯等人建议切线体积模量为忍=心儿I旦l，式中％、聊试验常数。L见，J由上式可知，邓肯一张E—B模型共有10个参数，即K、刀、髟、c、缈、G、F、D、％和m。邓肯．张模型属于非线性弹性模型，是基于广义虎克定律并根据三轴压缩试验成果提出的，包括E-p模型和E．B模型。E．p模型和E-B模型均假定偏应力(Ol—o3)与轴向应变e1成双曲线关系，切线弹性模量的计算公式和模型参数都是相同的。两个模型的差别在于对体变的描述不同：E．Il模型假设轴向应变8l与侧向应变e3满足双曲线关系，而E．B模型则假设体应变e，与轴向应变8l满足双曲线关系，由两个模型对体变特性的不同假设，可推得不同的切线泊松比u。的计算公式。该模型不能反映土的剪胀和应变软化，存在一定的局限性，但能较好地反映_-L体的非线性性态，概念清楚，易于理解，在岩土工程和地下-E_程的数值分析中 浙江工业大学硕士学位论文第二章软土物理力学特性及本构模型得到广泛应用，效果也不错。模型适用于松砂、中砂；也适用于正常固结软土、黄土等。2．3．2Tresca模型1864年，Tresca作了一系列的挤压实验来研究屈服条件，发现金属材料在屈服时，可以看到有很细的痕纹，而这些痕纹的方向很接近于最大剪应力的方向，因此塑性变形可以是由于剪切应力所引起的晶体网格的滑移而引起的，这些痕纹称为滑移线。Tresca认为当最大剪切应力伽ax达到某一极限值k时，材料即进入塑性状态，发生屈服，当规定o，2020，，其表达式为：Tm戤=(ol—03)／2=k(2—7)在材料力学中对于塑性材料常用最大剪应力屈服条件作为强度理论来适用，通常称为第三强度理论。Tresca准则也称为最大剪应力屈服条件。在Ⅱ平面上，Tresca屈服条件为一个正六角形，在主应力空间，它的屈服面是一个正六边形柱面，其中心轴与空间对角线重合。k值可以由简单的拉伸屈服或纯剪切屈服试验确定。如用简单拉伸试验来定，则有al=os，02=a3=0，ol—03--(Is，由公式(2．1)式可得：k=as／2(2—8)r如用纯剪试验来定，龟为剪切屈服应力，则有霸----lcS，a2=0，03=一％，由公式(2．1)式可得：k=ts(2—9)由公式(2．2)和公式(2．1)可得：os--2"‘S(2—10)在主方向已知的情况下，用Tresca屈服准则解决问题是比较方便的，因为在一定的范围内，应力之间满足线性关系；在主方向未知的情况下，用Tresca屈服准则就很复杂，没有实用价值。Tresca准则的缺点是它不考虑中主应力对屈服条件的影响，而且当应力处于两个屈服面的交线时，数学上会遇到困难。2．3．3Mises模型1913年，Mises指出，在Ⅱ平面上Tresca的正六角形的六个顶点是由实验得21 浙江工业大学硕士学位论文第二章软土物理力学特性及本构模型到的，但是连接这六个点的直线却是假设的，这种假设是否合理尚需证明。他认为，如果用一个圆来连接这六个点可能更合理，而且又可以避免由于曲线不光滑而产生数学上的困难，因此提出了另一个屈服条件，表达式为：[(ol一啦)24-(a2-a3)2+(03一o】)2]／6=k(2—11)在Ⅱ平面上，Mises屈服条件是一个圆，在主应力空间，它的屈服面是一个正圆柱面，其中心轴与空间对角线重合。k值也可以由简单的拉伸屈服或纯剪切屈服试验确定。如用简单拉伸试验来定，从2—5式可求得：k=os2／3(2—12)如用纯剪试验来定，则有：k--ts2(2一13)因此，如果Mises屈服条件成立，应有os=43Ts(2--14)对多数材料，此式符合得较好。在Ⅱ平面上，我们规定简单拉伸时，两种屈服条件重合，则Tresca六边形将内接于Mises圆；如规定纯剪实验时，两种屈服条件重合，则Tresca六边形将外接于Mises圆。Tresca和Mises模型均假定屈服极限与静水压力无关、静水压力不产生塑性变形、抗拉和抗压屈服极限相等，因而无法反映土的压硬性、静压屈服性和抗拉强度不等的情况。采用相关联的流动法则意味着假定材料是理想弹塑性的或应变硬化的，故不能考虑应变软化。此外，所用的两个准则与静水压力即平均应力无关，故在p．q平面内的屈服轨迹是直线，并且模型不能反映剪胀性。两个模型主要是针对金属材料发展起来的，在土力学中，模型适用于不排水条件下的饱和土。在岩土工程方面的数值模型应用很少。2．3．4Mohr-Coulomb模型Tresca和VonMises屈服准则都是和静水压力无关的，也就是认为静水压力不影响屈服。这在静水压力不大的情况下，对金属和不排水条件下饱和土体是适用的。然而在一般的岩石和土质问题中，随着静水压力的增加，屈服应力和破坏 浙江工业大学硕士学位论文第二章软土物理力学特性及本构模型应力都有很大的增长。通常岩石和土质任何一个受力面上的极限抗剪强度可用库仑剪切破裂准则即Molar．Coulomb屈服条件，来表示剪切滑动的丌始，它的表达式为Tn--e+Ontancp(2--15)C其中："17n是破裂面上的剪应力，on是破裂面上的正应力，双为粘聚力，9为内摩擦角。此式表明，作用在某一点的剪应力等于该点的抗剪强度时，将发生剪切滑动，该点破坏，剪切强度与作用在该面上的正应力呈线性关系。在Ⅱ平面上，Mohr-Coulomb模型为等边不等角的六边形，在主应力空间，它的屈服面是一个棱锥面，其中心轴与空间对角线重合。Mohr-Coulomb屈服准则的缺点是不考虑中主应力的影响，典型的岩土材料的破坏通常会受中主应力的影响，不过对于大部分应用来说，这种影响比较小，Mohr-Coulomb准则还是具有足够的精度。另外，Molar-Coulomb屈服面上的棱边和夹角，也给数学计算上带来麻烦。该模型由于参数较少，并且便于测得，所以得到广泛应用。在数值模拟中应用较多，并且具有一定精度。模型使用于大多数的土类。2．3．5Drucker-Prager模型为了克服VonMises屈服准则没有考虑静水压力对于屈服破坏的影响，1952年，Drucker-Prager提出了考虑静水压力影响的广义Mises准则，称为D．P准则，其表达式为：土QJl+0212=k(2--16)其中，a和k是正的常数。上式表明，在Ⅱ平面上，它是一个圆，随着静水压力的增加(Jl<0)，Mises屈服圆的半径将扩大，在主应力空间中，Drucker-Prager屈服面是一个圆锥面，其中心轴与空间对角线重合。Drucker-Prager模型的主要特点是考虑了静水压力对屈服和破坏的影响，比较适合岩土类材料的本构特性；比较简单，材料参数少且易于测得或由摩尔库仑的 浙江工业大学硕士学位论文第二章软土物理力学特性及本构模型材料参数换算，屈服面光滑无棱角，方便塑性增量计算，但该准则没有考虑屈服和破坏的非线性特性及岩土类材料抗拉压强度不同的特性，尚需进行改进。目前比较多的人采用D—P模型或者Mohr-Coulomb模型，然而这两种模型都是理想弹塑性模型，～方面在临近破坏时计算过程可能不稳定，另一方面在弹性范围内加载与卸载采用相同模量，不能考虑模量随深度变化。有些学者在数值模拟中也采用，但用的较少，模拟效果一般。2．3．6剑桥模型剑桥模型(CamClay)是由英国剑桥大学Roscoe等人于1958—1963年间根据正常固结粘土和弱超固结(超固结比<8)粘土的三轴试验结果，建立的弹塑性应力应变模型。Cam模型发展了Rendulic(1937)提出的饱和粘土有效应力和孔隙比成唯一关系的概念，提出完全状态边界面的思想。假定土体是加工硬化材料，服从相关联流动规则，根据能量方程，建立本构模型。这个模型从理论上阐明了土体弹塑性变形特征，标志着土的本构理论发展新阶段的开始。下面简要介绍剑桥模型的一些基本概念。1．临界状态线(CSL线)在饱和重塑正常固结粘土中，应力状态与土的体积状态(或含水量、孔隙比)之间存在着惟一性关系，这早已为许多试验资料所证实。如果将6个相同的正常圃结重塑饱和粘土试样分成三组，每组试样分别在Pol、P02和P03的静水压力下固结，然后各组试样分别进行排水和固结不排水的常规三轴压缩试验，最后都达到破坏。试验的有效应力路径、试样的比体积u与有效平均应力P’的关系曲线见图2一l(a)和(b)。在三轴应力状态下，其中：广义剪应力q’=一一《1平均主应力P7=去(一十2一)j比体积1，=1+ee为土的孔隙比。如将图2．1(b)中的1)一P7关系表示在卜lnp7坐标系中，24 浙江工业大学硕士学位论文第二章软土物理力学特性及本构模型其关系可近似用直线表示，见图2-21(c)。图2-1正常固结粘性土的三轴试验结果：固结曲线与临界状态线(a)P7一q’关系曲线(b)u—P7关系曲线(c)u--inp’关系曲线在图2．1(a)中，三组试样的固结过程的应力路径分别为0一Cl、0一C2和0—C3；三个三轴不排水试验的有效应力路径分别是ClUl、C2U2和C3U3；三个三轴排水试验的应力路径分别是ClDl、C2D2和C3D3。这些试验的结果表明，6个试验的有效应力路径终点都位于同一条直线匕——皲坏线q’=Mp’上。图2一l(b)表明，排水试验中会发生体积压缩；不排水试验中无体积变化。在各向等压固结中，体积沿着正常固结曲线NCL(normalconsolidationline)变化，而在试样破坏时它们分别达到U1、D1、U2、D2、U3和D3各点，在图2．1(b)中，通过这些点的曲线表示的是在破坏或临界状态下的有效平均主应力P7与比体积1，的关系，它对应于图2-1(a)中P7一q7坐标系下的q7=Mp’破坏线。这两条线实际上是在三维坐标系q7一u—P’中同一条空间曲线——临界状态线CSL(criticalstateline)在不同平面上的投影。临界状态线CSL在这个三维空间中的情况见图2．1所示。它在P’一q’平面上表示为q’=Mp’(2一17)在u—Inp’平面上表示为(图2．2(c)) 浙江工业大学硕士学位论文第二章软土物理力学特性及本构模型u=r一入lnp’(卜18)其中，r为CSL线在P’=lkPa时对应的比体积；入为CSL线在V—nP7，平面中的斜率。在图2．1(c)中，正常固结线NCL可表示为1，=IN．入lnp7(2—19)其中，N为NCL线在P7=lkPa下对应的比体积：入为NCL线在u—lnp’平面中的斜率。试验结果表明，在u—lnp7平面中，NCL与CSL是平行的。从式(2—18)和式(2一l9)可以推导出P，：exp半(瑚o)‘=—_一【z—《W^和g’：坳’：Mexp旱(2-21)对于正常固结土的各向等压固结试验，当卸载时，试样将发生回弹，卸载时的体积变化与P7之间关系可表示(见图2．3)V=k一茁1印7(2_22)其中，u。为某一卸载曲线在卸载到P7=lkPa时对应的比体积；x为卸载曲线在u7一lnP’平砸上的斜率。图2．1也表明在两组应力路径Ci—Ui与与Ci．Di中，每组中各应力路径形状相似，亦即相互平行。2．物态边界面(Roscoe面)在图2．2中，由于对正常固结粘土P’、q7和u三个变量间存在着惟一性关系，所以在P’一q7一u三维空问中形成一个曲面，称为物态边界面(statebotmdarysurface)或罗斯柯(Roscoe)面，它是以等压固结成NCL和临界状态线CSL为边界的。而正常固结粘土的各C—_U和C—-D状态路径都必须在这个物态边界面上。由于在物态边界面上，P’q7及u三者有惟一性关系，所以对各向等压固结到同一密度(V相同)的试样进行总应力路径不同的不排水试验，由于体积不变，它们的有效应力路径是相同的，都是Ci—Ui。其应力应变关系曲线也相同。 浙江工业大学硕士学位论文第二章软土物理力学特性及本构模型路径径图2．2三维坐标下的临界状态线CSL及其投影图2。3圃结压缩与回弹3剑桥模型的屈服方程(1)能量方程为了得到屈服函数，尚需引进一些假设。其中能量方程实质上是一种假设，用它来计算试验的应力应变关系，如与实测不符，则可修改能量方程，直至二者较为一致。单位体积土在八面体应力P’和q7状态下，加载时有应力增量dP’和dq’，产生变形增量d￡v，和订，则其变形能增量为dE=pldsv+qt《l嘲而变形能增量又可分为可恢复的弹性变形能增量d妒和不可恢复的塑性变形能增量dWp，亦即dE=dW％dWp(2-之4)其中：dWe=Pfds：+《d：dW，=pI“6，p+9’《p(2_5)关于弹塑性变形能，罗斯柯作了如下假设①假定一切剪应变都是不可恢复的，变即：町=0式(2—16)的微分形式为do。=一砷’／p’27 浙江工业大学硕士学位论文第二章软土物理力学特性及本构模型蟛=一而doe=击等蟛=帆～而17K"印’dWe：丢咖’l+e(2—26)(217)(2_28)②塑性变形能增量假定为d矿p=aCp'a；p=Mp7《(2—29)贝0：dv8=一《勿’／p’dE：dWe+dW儿．rdp'+Mp7《(HO)i+e将式(2_29)代入式(2—30)则得p’ds，一去等)=(妒¨《将式(2-27)代入上式，得pi“6，p=(坳7一g’)《由于《=《p，则盟：M一互：M一77《PP7。(卜31)其中刁=g’／p’公式(2—31)实际上就表示了流动规则。因为d占f／《，实际上表示了塑性应变增量在p7一q7平面上的方向，与这一方向正交的轨迹就是在这个平面上土的屈服轨迹(相适应流动法则)。(2)屈服方程剑桥模型的屈服面在P’一q’平面上的屈服轨迹表达式：d彤／d《=一印／幽根据式(2q1)，当应力比巧=M时，则d彤／d《P=0，这表明塑性应变增量拈p是竖直的，即d彰=0；而n=o时，亦即各向等压时，ds岁／d；p=M，如p并不是水平方向。这不符合各向同性土各向等压加载时的实际情况(《=o)。从以上分析可见，在p’一q’平面上剑桥模型的屈服轨迹是“子弹头"式的。 浙江工业大学硕士学位论文第二章软土物理力学特性及本构模型设其屈服轨迹为ds，P，’“。。P=(af／aq)／@f／aq)则s(p’，q’，Ⅳ)=0(2_32)∥=善咖’+善由7+斋擅=。因为在同一屈服面上硬化参数为常数，所以dH=O，则矽=参咖，+菁由’=。Q13，根据相适应流动规则dE：：d五善(2—34)d-：P=dl∞Of(215)将上两式代入式(2—33)，则得印’d彤+由7《p=0(2—36)将式(2—31)代入，则得型一生+M：o(2--37)dp’P’将此微分方程变换可得到一-Mq'ap'+Mp'aq'+型：0(Mp7)2P’积分得到南“印’=切c(2—38’其中Inc是一个积分常数，可通过边界条件确定。在图2—4中，点A是各向等压的试验点，对应是p’=P'oq=0和v=VO，将一条件代入式(2_31)，则得出：c=成(2—39)将此式代入式(2q1)，则得到P7．q7平面上“湿粘土”的屈服轨迹方程为：厂=等圳：等一。一∞它在P717平面上的形状如图2．4所示，像一个“帽子"，是子弹头形状，以瓦为硬化参数。29 浙江工业大学硕士学位论文第二章软土物理力学特性及本构模型NCL线上每一个成都对应于一个瞄(或彤)，所以实际上这一模型是以塑性体应变为硬化参数。图24弹性墙上塑性比体积唯一性和剑桥模型的屈服面可见，通过常规三轴试验和等向压缩试验可测得模型的三个参数，这是模型的优点。模型能较好的反映土体的弹塑性变形特性，特别是考虑了塑性体积变形。但模型仍基于传统塑性位势理论，才用单屈服面和相关联流动法则，不能很好反映剪切屈服，不能很好的描述剪切变形，只能反映减缩而不能反映减胀，所以只适用于正常固结土或弱超固结土。在数值模拟中也有人应用，但所得结果偏小。2．3．7修正剑桥模型上述的剑桥模型是假设一种能量方程表达式dW9=mp’《，确定的屈服轨迹在P’．q7平面上是子弹头形的。首先这种屈服面在各向等压试验施工应力增量dp’>0及dq7-0时，会产生塑性剪应变增量及总剪应变增量，《p=《=d彤／M，这显然是不合理的。另外，许多试验结果也表明，用剑桥模型计算的三轴试验的应力应变关系与试验结果相差较大。在试验前段计算的应变8I偏大。为此1965年，英国剑桥大学的勃兰德(Burland)采用了一种新的能量方程形式，得到了修正剑桥模型。能量方程建议用下式代替式(213) 浙江工业大学硕士学位论文第二章软土物理力学特性及本构模型dW，，叫厄而面研ds：M2一开一：：=一这样得到《P271当q=0时，《，=0，这符合一般的试验结果。将式(2—．42)代入式(2—30)，得到一aq'+堕：o咖’277在p7-q7平面上的屈服轨迹方程为p’M2旦一——矗M2+町2从式(2叫4)可推导出(p’一妒(铲(孚)2(2—41)(}一42)(2—43)(2—-44)(2—_45)这在p’。q7平面上是一个椭圆，其顶点在q7=Mp7线上，p'o(s夕)为硬化参数，见图2-5。其增量的应力应变关系为强=斗叫嚣+五到pJ《=等南(辫+等)《2雨畸【旃+亨J图2-5修正剑桥模型的屈服面(2—_46)(2—q7)修正剑桥模型比原来的剑桥模型能更好的符合实际，因而得到更为广泛的应31 浙江工业大学硕士学位论文第二章软土物理力学特性及本构模型用。模型不但适用于正常固结土或弱超固结土，而且适用于超固结土。虽然参数较少，由于试验所需时间较长，且试验条件难以控制，在国内数值模拟中相对较少，但模拟结果相对较好。2．4本章小结本章先介绍软土的物理力学特性，分析了软土的工程特性，同时介绍了目前常用的几种弹塑性本构模型：邓肯．张模型、Tresca、Mises、Mohr-Coulomb、Drucker-Prage、剑桥模型及修正剑桥模型。邓肯．张模型不能反映土的剪胀和应变软化，存在一定的局限性，但由于能较好的反映土体的非线性特征，模型中参数的物理意义明确，同时可以通过常规三轴试验确定其模型参数，很多学者把它应用于分析粉砂土；也有一些学者用于分析软土、黄土等。在岩土工程和地下工程的数值分析中得到广泛应用，效果也不错。Tresca和Mises模型均假定屈服极限与静水压力无关、静水压力不产生塑性变形、抗拉和抗压屈服极限相等，因而无法反映土的压硬性、静压屈服性和抗拉强度不等的情况。采用相关联的流动法则意味着假定材料是理想弹塑性的或应变硬化的，故不能考虑应变软化。此外，所用的两个准则与静水压力即平均应力无关，故在pq平面内的屈服轨迹是直线，并且模型不能反映剪胀性。两个模型主要是针对金属材料发展起来的，在土力学中，模型近似的适用于不排水条件下的饱和土。在岩土工程方面的数值模型应用很少。Molar-Coulomb模型是比较可靠的，主要优点是考虑了静水压力对强度的影响，以及抗拉压强度不等的效应。缺点是不考虑中主应力的影响，典型的岩土材料的破坏通常会受中主应力的影响，不过对于大部分应用来说，这种影响比较小，Mohr--Coulomb准则还是具有足够的精度。另外，Mohr--Coulomb屈服面上的棱边和夹角，也给数学计算上带来麻烦。该模型由于参数较少，并且便于测得，所以得到广泛应用。在数值模拟在用用较多，并且具有一定精度。剑桥模型通过常规三轴试验和等向压缩试验可测得模型的三个参数，这是模型的优点。模型能较好的反映土体的弹塑性变形特性，特别是考虑了塑性体积变形。但模型仍基于传统塑性位势理论，才用单屈服面和相关联流动法则，不能很好反映剪切屈服，不能很好的描述剪切变形，只能反映减缩而不能反映减胀，所 浙江工业大学硕士学位论文第二章软土物理力学特性及本构模型以只适用于正常固结土或弱超固结土。在数值模拟中也有人应用，但所得结果偏小。修正剑桥模型是应用应变硬化塑性理论于正常固结粘土，建立较早也是发展较为完善的一个弹塑性模型。该模型考虑了岩土类材料的静水压力屈服特性，压硬性以及剪缩性等，能较好的反应软土的工程特性，在许多岩土工程的设计、施工、研究中都取得了广泛的应用，并取得了较好的效果。其基本假设合理，基本概念明确，如临界状态线、临界状态面等都有明确的几何和物理意义。模型参数较少，物理意义明确，可通过试验来实现，应用方便。经对各本构模型的逐一阐述对比之后，可以看出对于软土基坑的数值模拟中Mohr-Coulomb模型、邓肯一张模型和修正剑桥模型应用相对较好，确定为本文数值模拟时采用的模型。 浙江工业大学硕士学位论文第三章软土本构模型参数的室内试验与分析3软土本构模型参数的室内试验与分析3．1引言由于软土性质比较复杂，对于软土的研究主要在于模型的确定，模型参数的确定【32。341。本文第二章主要介绍了用于分析软土的各种模型，通过对比分析认为对于软土基坑的数值模拟中Mohr-Coulomb模型、邓肯．张模型和修正剑桥模型应用相对较好，数值模拟时选用这些模型。本章主要介绍软土三轴试验方法、方案及对试验结果的分析，并确定用于数值模拟的各模型的参数。3．2试验方法在现场基坑开挖到5m左右深度时，采用薄壁取土器取样，并用塑料薄膜包紧，尽量减少水分蒸发；土样拿回实验室以后，用切土器制取试样，并测定各项物理指标。为了获取模型参数，采用三轴固结排水及三轴压缩回弹试验。试验的土体为杭州地区某基坑的原状软粘土，经测定其物理指标见表3．1。表3-1软土试样物理指标含水量密度孔隙比塑限液限塑性指数液性指数(w／％)(p／ev'cm5)(g)(K／％)(眈／％)(Ip)(t)59．41．71．6l18．242．425．21．43．3试验方案试样的高度为8．0cm，直径3．81cm。为了获取模型参数，采用室内三轴试验f361。三轴固结排水剪切试验步骤如下：①先经过抽气饱和提高其饱和度，再在三轴仪上制备试样饱和；②试样固结；③试样剪切(剪切过程中记录量力环量表和孔隙压力表读数。剪切进行到量力 浙江工业大学硕士学位论文第三章软土本构模型参数的室内试验与分析环读数不再增加后，再继续剪3％．5％；测力计读数无峰值时，剪切进行到轴向应变为l5％一20％)；④一组四个试样在不同围压下(分别为100、200、300、400l(Pa)进行试验。等向压缩回弹试验按以下步骤进行：①先经过抽气饱和提高其饱和度，再在三轴仪上制备试样饱和；②单个试样在不同围压下固结(分别为100、200、300、400kPa)；③试样在不同围压下回弹(分别为400、300、200、100kPa)，记录过程中的体积变化。3．4试验结果与分析3．4．1固结排水剪和压缩回弹试验分析该组试样的偏应力与轴向应变关系见图3．2，可见试样在加载过程中随着轴向应变的增加偏应力不断增加，直至试样破坏，呈应变硬化特性，说明土样是正常固结土。试样的体应变与轴应变关系见图3．3，可见试样在低围压下(100、200、300kPa)体积不断减小，呈纯粹剪缩特性，体应变随围压的增大而减小，同样表明了土样是正常固结土。而在高围压下(400kPa)，随着剪切的过程进行，体积有增大的趋势，即体积膨胀，试样发生了剪胀；分析原因可能由于在高围压下体变原本就很小，试样受日夜温差变化影响较大，出现了波动，并致使试验记录出现土样体积膨胀的现象。图3-2轴向应变一偏应力 浙江工业大学硕士学位论文第三章软土本构模型参数的室内试验与分析图3—3体应变一轴厦变虽然固结排水剪试验的剪切速率已经很小(0．00824％／min)，仍然无法保持孔压不变，所以数据处理过程平均有效应力取Pkp一豁。剪切过程中各级围压下p—q和P7一g变化曲线分别见图3—4和图3-5。试验结果与修正剑桥模型中关于固结排水剪P’一q关系曲线是直线不一致，根据分析，主要原因就是剪切过程中没有有效控制孔压的增长。1蛩3-4剪切过程中P-q曲线 浙江工业大学硕士学位论文第三章软土本构模型参数的室内试验与分析图3-5剪切过程中P’一g曲线偏应力与孔压及体积变化的关系曲线分别见图3．6和图3．7，从q一“曲线中可以得出随着偏应力的增长孔压起初先增加，中间处于变化相对稳定状态，后面又开始减小。从偏应力．体积变化曲线可以得出随着偏应力的增长，体积不断减小，在低围压下比较显著，随着围压的增大，体积减小的趋势变缓，到相对高的围压下，体积开始有增加的趋势，与前述分析相同，由于试样受同夜温差影响，随着剪切过程试样发生了体胀，但从试验的变化趋势可以看出随着围压的增大，试样的体变将趋于零。图3．6偏应力与孔压关系曲线 浙江工业大学硕士学位论文第三章软土本构模型参数的室内试验与分析图3—7偏应力与体积变化关系曲线轴应变和侧应变的关系曲线见图3．8，可以得出随着轴应变的增长，侧应变不断增加，基本呈现线性变化关系，随着围压的增加，直线斜率不断变小，即侧应变增加趋势变缓。原因由于围压的增加，相当于试样侧边受到的了约束增大，致使其在同样的剪切条件下，围压越大，侧应变越小。图3．8轴应变和侧应变关系曲线3．4．2固结排水剪和压缩回弹试验结果固结排水试验得到破坏时的一和西，可以画出莫尔圆，即可以得到模型参数白、伤值。可以得出的试样临界状态结果作出P’一q曲线，得到其斜率M。压缩回弹试验可以算得各个围压下的孔隙比，得到的数据作出P—lnp’关系曲线，得到参数名、茁。38 浙江工业大学硕士学位论文第三章软土本构模型参数的室内试验与分析获得的摩尔库仑参数：ca=14kPa、纺=18。。获得的修正剑桥模型参数：M=O．75、旯=0．08、K=O．0155。图3-9莫尔圆图3．10临界状态线图3-11压缩回弹曲线(e·p)39 浙江工业大学硕士学位论文第三章软土本构模型参数的室内试验与分析图3—12压缩回弹曲线(e—lnp’)从表3．2可以看出，试验得到的模型参数各不相同，即使是同类土也有所差别【37。391。魏星、黄茂松【35】认为：对同一种土体，简单地根据土体的受力状态来选定M值，将导致屈服面曲线的不连续，所以采用不同的M值。从各个地区的试验参数可以看出M值变化在0．7．2．0之间，相对比较大；虽然土的参数存在一定的离散性，但本文认为对于同一种土，不论是M值还是A、茁值，变化不会太大，因为在同一围压、同一剪切速率的条件下，同一种土的偏应力．轴向应变曲线基本相同；压缩回弹也基本如此。表3-2各地区的模型参数MZ茁杭州淤泥质软土O．75O．080．0155上海粉质粘土1．300．0440．002上海淤泥质软土|0．2560．178上海软土|0．14O．05南京粉质粘土l。50．0750．033武汉软土1．90．084O．0168大连软土0．8880．0750．062通过杭州软土的室内三轴固结排水、压缩试验获取摩尔．库仑模型、修正剑桥模型参数【40。411。由于邓肯．张模型参数较多，且不易测得，所以引用文献的部分参数，c、c,o值仍采用摩尔．库仑的参数。摩尔一库仑模型的参数：ca=14kPa、仍=18。。修正剑桥模型的参数：M=0．75、五=0．08、K=0．0155。 浙江工业大学硕士学位论文第三章软土本构模型参数的室内试验与分析邓肯．张模型的参数见下表3．3。表3．3邓肯张模型参数参数KnRfcd(kPa)纺o)PaKbNurKur数值2000．570．7414181000001500．0751．13．5本章小结本章主要通过对饱和软土试样分别进行固结排水试验及三轴压缩回弹试验，分析软土的轴应变、侧应变、体应变、孔压等之间的变化规律，并为后面数值模拟提供主要参数，主要结论如下：(1)虽然固结排水剪试验的剪切速率已经很小(O．00824％／min)，仍然无法保持孔压不变，但试验过程中孔压控制是很重要的。由于有些仪器无法达到很小的剪切速率，有些研究人员用固结不排水试验替代固结排水试验来获取模型参数，但是固结不排水试验，保持体积不变，无法找到临界状态点，所以必须用固结排水试验来获取模型参数。(2)修正剑桥模型是用重塑土基于大量试验并结合理论分析得到的模型，重塑土是对原状土的随机扰动，代表着土没有受前期固结压力，没有应力历史，其密实程度、结构没有办法定义，其特性主要取决于其原土的矿物成份和性质。但本文用原状土来获取模型参数，从数值模拟结果来看，用原状土获得的参数来分析还是可以用的，能反映软土的物理力学特性，并能较好的分析软土复合土钉支护的基坑。(3)修正剑桥模型的试样破坏应该以“临界状态点”控制，由于本次试验中，临界点与峰值点比较接近，尤其在低围压下，而且临乔点位置难以确定，所以取了峰值点。但是不管在低围压还是在高围压下，应该尽量以临界状态点确定。(4)对固结排水试验及压缩回弹试验进行分析处理可以得到摩尔．库仑模型的参数ca=14kPa、纯=18。，修正剑桥模型的参数M=0．75、旯=0．0801、K=0．0155。邓肯．张模型的参数见表3．3。41 浙江工业大学硕士学位论文第四章复合土钉支护工程实例与变形分析4复合土钉支护工程实例与变形分析4．1引言复合土钉支护作为一种经济可靠、快速简便的挡土技术，已在我国深基坑开挖施工中得到越来越多的应用14245]。它是将土钉墙与预应力锚杆、深层搅拌桩、旋喷桩、微型桩及钢管土钉等结合起来，形成的一种复合支护技术。其中水泥土搅拌墙与土钉墙相结合的挡土墙支护技术，既可防渗，又增加了挡土性能，对于开挖场地有限、地下水位较浅的松散性土层基坑支护，效果良好146481。本章所介绍的杭州某基坑支护工程，就是根据现场监测资料，结合杭州地区的软土地基，分析和研究复合土钉墙支护的基坑变形特点及规律，以供工程技术人员参考借鉴。4．2工程概况拟建的基坑工程位于杭州市某主干道西侧。整个工程分三个区块开发，本次研究对象为B区块基坑支护。该区块设八幢主楼，地下设一层地下室和车库，基础埋深5．5m。场地周围环境情况为：东侧为市区某主干道，南侧为C区块待建用地，西侧为某生活小区，北侧A区块待建用地。见图4．1。生适丛!壁图4．1基坑平面布置示意图42 浙江工业大学硕士学位论文第四章复合土钉支护工程实例与变形分析1．工程地质条件场区地形东高西低，自然地面标高约在一0．7m左右。与基坑施工有关的地层自上而下依次为：①．1杂填土，厚0．15．0．3m，以碎混凝土、块石为主，其中充填着砂砾、粘土等，松散；①．2素填土，以粉质粘土为主，含云母、腐植物、有机质及少量碎石块，软塑；①．3淤填土，含大量腐植物、有机质，夹少量碎砖、瓦砾、碎石，软塑～流塑；②．1粉质粘土，含氧化铁、云母，夹薄层粉土，软塑；②．2粉质粘土，含有机质、云母，夹杂薄层粉土，可塑～软塑；②．3粘质粉土，含粉质粘土团块，或与粉质粘土互层，饱和；③．1淤泥质粘土，含腐植物、有机质或粉土团块，流塑；③．2淤泥质粉质粘土，含腐植物、有机质及少许贝壳碎屑，夹薄层粉土，流塑；基坑深度影响范围内土性及主要参数见表4．1。2．水文地质条件本场地浅部为孔隙性潜水，含水量低，富水性差，渗透率低。地下水位埋深较浅，在地表以下0．40．1．20m之间，该层地下水主要由大气降水和地表水渗流补给。表4—1场地各主要土层的物理力学指标层号土层名称∞(％)Y(kN／m3)C(1(Pa)由(。)①-I杂填土|(18)(6)(10)①．2素填士|19．1(20)(16)①一3淤填土t(17．5)(6)(5)②一1粉质粘土30．019．215．122．0②-2粉质粘土30．119．28．521．O②．3粘质粉土30．519．210．626．3⑨一1淤泥质粘土46．717．512．25．6③．2淤泥质粉质粘土44．217．713．17．6注：()内的数值为土层参数经验值，C、由值为固结快剪指标4．3施工方案及过程4．3．1基坑支护方案综合本工程开挖深度、地质条件和周边环境情况，本工程按二级基坑考虑，该基坑需要特别注意：(1)基坑底部为淤泥质土，呈流塑状，蠕变性强、土体抗剪强度差、承载力低，土方开挖后极易出现坑底土体隆起现象。该层土对基坑稳定和变形极为不利。43 浙江工业大学硕士学位论文第四章复合土钉支护工程实例与变形分析(2)基坑东侧为杭城的某主干道，目前该道路正在改造，路面下埋有许多管线，基坑距离该侧用地红线约10。5m，但在软土地区开挖基坑，影响范围比较广，该侧是本工程的重点保护对象。西侧为某生活小区，建筑物东侧也分布有较多管线，也应加以保护。南侧场地较开阔，为待建生活小区。北侧为待建商业楼，下设二层地下室，要注意该基坑的开挖影响。(3)基坑开挖深度5．5m。坑壁为杂填土与粉质粘土，坑底为淤泥质粘土。(4)地下室基础工程桩为大直径钻孔灌注桩。针对上述特点，本着安全经济合理可行的原则，本工程地下室基坑围护东南西侧采用水泥搅拌桩复合土钉支护(见图4．2)，北侧采用水泥搅拌重力式挡墙支护(见图4．3)。．殳—孑＼、——／——孑訇-三——／三排搅拌莛图4．2水泥搅拌桩复合土钉支护五排搅拌桩、＼图4．3水泥搅拌桩围护结构 浙江工业大学硕士学位论文第四章复合土钉支护工程实例与变形分析4．3．2施工过程监测工作从2007年5月5日至2008年1月18日，历时八个半月左右。一般情况，开挖期间每天监测一次，如遇特殊情况，增加监测次数。基坑的开挖顺序首先是西侧，从基坑监测点I附近由北向南开挖，第一层开挖1．1m，然后设一排土钉，挖好一层再挖第二层，如此反复，共开挖5层、设4排土钉，直至开挖到底层后浇垫层混凝土；其次是东侧，采用同样的施工方法；最后是北侧，分层开挖，深层搅拌桩在开挖前已预设好。4．4m程实测及分析根据现场实际情况，共在设15个测斜孔和7个水位孔，沉降观测点27个，深度为14m，到达淤泥质粉质粘土层。具体布置情况见图4．1。4．4．1水平位移监测工作从2007年5月5日至2008年1月18日，历时八个半月左右。监测结果见表4．2。表4．2观测点最大水平位移监测孔号ABCDEFGH最大水平位移(mm)39．3320．7532．6643．3443．7748．6036．9933．58坑顶最大水平位移(ram)37．4018，9930．7541．5641．3046．4235．3232．10监测孔号IJKLMNP最大水平位移(mm)77．5555．0476．3596．1227．1049．0533．42坑顶最大水平位移(mm)74．4575．0853．2993．9025．4547．3730．48由表可知，东侧即靠近市区主干道的水平位移相对比较小，在20．50mm范围内变动，由于主干道离基坑较远，大约有1lm：南侧也基本如此，水平位移相对比较小。而西侧和北侧的水平位移相对比较大，最大的有96．12ram，分析原因可能由于西侧靠近生活小区，楼层低的有6层，高的有1l层，且距离只有6m左右，相当于基坑西侧有较重的堆载，导致基坑基坑位移较大；基坑北侧为该工程的一期待建工地，距离20m左右，且有两层地下室的基坑，并且只有水泥搅拌桩重力式挡墙支护，从而导致了该侧基坑位移偏大。图3同时给出了坑顶水平位移情况和基坑最大水平45 浙江工业大学硕士学位论文第四章复合土钉支护工程实例与变形分析位移情况。由图可见，两者基本是一致的，即基坑最大水平位移点的坑顶水平位移也是最大的。图4．4～图4．17分别给出了A～P号孔监测结果。基坑开挖深度5．5m，从监测结果可以看出，基坑的水平位移随深度增加而增加，到达一定深度后，水平位移随深度增加而减小，基坑的最大水平位移发生在深度3．4m的位置，基本位于基坑中下部。图44A号监测孔图4．6C号监测孔图4．5B号监测孔图4．7D号监测孔 浙江工业大学硕士学位论文第四章复合土钉支护工程实例与变形分析图4．8E号监测孔图4—10H号监测孔图4．9F号监测孔图4．11I号监测孔47 浙江工业大学硕士学位论文第四章复合土钉支护工程实例与变形分析图4一12J号监测孔图4．14L号监测孔图4．13K号监测孔图4．15M号监测孔 浙江工业大学硕士学位论文第四章复合土钉支护工程实例与变形分析图4．16N号监测孔4．4．2沉降图4．17P号监测孔基坑开挖周边地表沉降见表4．3，从27个观测点得到的观测结果可以看出，基坑周围的沉降普遍较小，最小的只有lmm，最大的也只有9mm，说明本工程所采用的基坑支护形式是合理的。但在基坑西南侧靠近生活小区的地面出现了裂缝，而且沉降也较大，大概距离基坑5m左右的位置。说明桩侧附近土体的沉降不是控制基坑周边沉降的主要位置，距离基坑一定位置(大约4．8m范围)才是反映基坑支护引起地面沉降的主要地段。引起地面较大沉降的原因可能是该区域位于基坑角部，并且由于超挖或者开挖完成后未及时进行支护。建议在以后的基坑开挖及监测工作中，应该及时进行支护，严禁超挖，并把这一区域(距离基坑大约4．8m范围)作为重点监测控制的区域。表4．3基坑周边沉降观测表单位：mm点号HIH2H3H4H5H6H7H8H9总量．3．5．3-34-5-3．5—6点号HlOHllH12H13H14H15H16H17H18总量-4．5-2_2-4-2—3-2点号H19H20H21H22H23H24H25H26H27总量一3，2，3．9-6．3．2．1．249 浙江工业大学硕士学位论文第四章复合土钉支护工程实例与变形分析4．5关于基坑变形和沉降及影响因素讨论4．5．1关于施工顺序的影响基坑的开挖顺序首先是西侧，从基坑监测点I附近由北向南开挖，第一层开挖1．1m，然后设一排土钉，挖好一层再挖第二层，如此反复，共开挖5层、设4排土钉，直至开挖到底层后浇垫层混凝土；其次是东侧，采用同样的施工方法；最后是北侧，分层开挖，深层搅拌桩在开挖前已预设好。一般先开挖的土层由于应力释放，并且出现较早的临空及受到后续施工的影响，基坑的水平位移会比较大，从监测结果来看，基坑测点I的侧移量较大，基本符合这个规律。因此，确定基坑的开挖顺序时，首先开挖的部位应该避开交通繁忙的主干道，及有大量地下管线的高层建筑物，以免道路和建筑物受基坑开挖影响出现较大的水平位移和沉降。4．5．2关于支护形式的影响本基坑的支护主要采用两种形式，北侧的悬臂水泥搅拌桩围护结构和东、南、西侧的复合土钉支护(土钉+水泥搅拌桩)。从监测结果可以看出，虽然基坑北侧后开挖，但由于采用半柔性的悬臂水泥搅拌桩围护结构，其水平位移较大：与之相比，复合土钉支护部分先开挖，但水平位移相对较小，说明用水泥搅拌桩复合土钉支护在控制基坑变形方面具有明显的优势。但是，对半刚性的水泥搅拌桩支护结构，也可以采用加横撑和斜撑的方法来控制基坑的变形和沉降。4．5．3基坑周围环境的影响一般地，对于靠近建筑物区和交通主干道的基坑往往要控制基坑的变形量，可以理解，基坑红线与现有交通和建筑的距离是关键。从实测资料可见，基坑的西侧靠近中部的水平位移和沉降也相对较大，这可能是由于西侧靠近生活小区，楼层基本是中高层建筑，并且离基坑用地红线只有6m左右，从而对基坑的变形及沉降产生了很大的影响。基坑东侧虽然邻主干道，但由于距离较远(约1lm左右)，实测表明道路上的车辆动载对基坑的影响较小。值得注意的是，周围建筑和交通 浙江工业大学硕士学位论文第四章复合土钉支护工程实例与变形分析影响的程度除了与距离有关以外，还与基坑的丌挖深度有关。基坑开挖越深，相邻建筑与设施的影响也会加大。综上所述，对基坑的变形影响因素主要有支护形式，开挖顺序，基坑周围环境；另外，其它因素如降雨入渗等也会对基坑的变形和沉降产生显著影响，在本工程基坑西南角开挖支护完成后，受降雨影响，坑外10米左右处出现了约2cm宽延伸开裂，由于没有详细资料，分析从略。但是，防止降雨对坑壁土体的浸润和渗入是重要的。4．6本章小结通过对水泥搅拌桩围护结构和水泥搅拌桩复合土钉支护的分析和研究，可以得出以下结论：(1)采用半刚性的悬臂水泥搅拌桩支护时，其水平位移明显大于同样开挖深度的复合土钉支护的水平位移，说明复合土钉支护对控制基坑的变形是比较好的。但对于受周边环境限制的情况，如周围地下管线比较复杂、周围有地下空间结构，就无法采用复合土钉支护，而采用水泥搅拌桩支护等的形式，此时，当基坑变形受限制时，应考虑采用其它措施控制基坑变形。(2)实测表明，复合土钉支护的水平位移随深度呈抛物线形式分布，基坑的最大水平位移不一定是在基坑顶面处，一般是发生在基坑中下部。这与单纯土钉支护的有明显的差异。(3)监测情况表明，施7-1颐序对基坑的水平位移影响显著，同样支护形式下，先开挖的水平位移大子后开挖的。建议施工时先开挖周围无管线或建筑物的区域。(4)周围环境对基坑水平位移和沉降的影响也较大。对于靠近建筑物和交通主干道的基坑要加强支护措施，严格控制基坑变形。 浙江工业大学硕士学位论文第五章复合±钉支护变形的数值分析5复合土钉支护变形的数值分析5．1引言第四章根据现场实测资料对基坑的变形影响因素进行了分析，认为支护形式，开挖顺序，基坑周围环境等对基坑的变形和沉降会产生显著影响。数值模拟是一个比较好的手段来分析各种因素对基坑变形的影响，诸如土钉长度、基坑开挖深度、超挖等对基坑变形特性的影响规律㈣。本章将根据此工程实例来进行数值分析。针对于此，在确定了采用摩尔．库仑模型、邓肯．张模型、修正剑桥模型的基础上，采用三轴试验所获得的各模型参数，通过数值模拟与实测结果的对比分析，最终确定修正剑桥模型为本构模型来对实测基坑进一步分析。主要从士钉长度、基坑开挖深度、超挖情况等进行了模拟分析，得出有助于工程设计与施工人员的有益结论。5．2计算模型的确定有限元计算模型边界尺寸的确定以不显著影响计算结果为基准，按照见≥3H，I,Ve>4H，Be>2We确定。因为以这个标准确定的边界尺寸，在计算开挖土体引起的水平和垂直变形的影响已经很小，可以忽略不计，其中各符号和边界条件见下图5-1。图5-1计算模型边界尺寸示意图根据上述尺寸标准，结合第四章的工程实例，来确定本章计算模型的尺寸。 浙江工业大学硕士学位论文第五章复合土钉支护变形的数值分析考虑到基坑的对称性，计算时选取基坑的一半区域，并把问题简化为平面应变问题，取基坑的中点为计算点，最大水平位移为33．6mm(考虑基坑北侧只采用了水泥搅拌桩支护，附近监测点水平位移较大，基坑中点位置确立为H号监测孔)，距离基坑边缘10米左右有住宅，简化为均布荷载约为15kPa。边界条件为：左右两侧的水平方向位移约束，底面水平和竖直方向位移均约束。按照上述条件，确定该工程实例有限元计算模型的整体高度为23．6m，其中厅=5．5撇，见=18．1m，呒=25m，玩=35m，模型筒图见图5—2。卜——堕——叶—』o图5-2计算模型简图有限元计算模型中，根据工程实例的基坑支护实际情况，搅拌桩长取值11．8m，桩体宽度取值为1200mm。土钉四排，上两排长9m，下两排长12m，土钉问距1．1m，土钉倾角取值15度。有限元计算模型的网格划分见图5．3。—上}0．1．{，f1{5．3本构模型及其参数图5-3计算模型的网格划分图通过室内三轴试验获得的软土模型参数与根据第四章实际工程确定的各材53可．r丑 浙江工业大学硕士学位论文第五章复合土钉支护变形的数值分析料参数如下：(1)根据室内三轴试验获得的软土各模型参数取值如下：摩尔一库仑模型的参数：白=14kPa、纺=18。。修正剑桥模型的参数：M=0．75、五=O．08、茁=O．0155。邓肯-张模型的参数见下表5．1(由于受试验条件限制，模型中乃、纺同摩尔-库仑模型参数，其余参考其它研究者的试验结果)。表5．1邓肯．张模型参数白％参数KnRfPaKbNurKur(1(Pa)(4)数值200O．570．7414181000001500．0751．1(2)根据工程实际，确定土钉、搅拌桩、软土的基本参数取值如下：软土参数：密度=1676kg／m3，泊92tt=o．3，渗透系数=10‘7cm／s；搅拌桩参数：密度=2000l∥m3，泊F2Lt=o．28，杨氏模量=1．O×108Pa；土钉参数：'-密度=4000kg／m3，泊松比=0．3，杨氏模一2．OX109Pa。5．4数值模拟计算步骤5．4．1单元选择根据软土特性及复合土钉支护的工作特征，结合目前国内外同类研究方法，对有限元计算模型采用以下基本假定：(1)考虑到基坑坑角外，同一边同一水平上相邻土钉的受力和变形基本相同，将复合土钉支护的计算简化为二维平面应变问题；(2)桩、土钉为弹性材料；(3)土体为弹塑性体。土体单元及桩单元分别采用CPE8RP、CPE8R八节点四边形等参单元离散，其中C指的是实体单元，PE指的是平面应变单元，R标识减缩积分单元，P表示孔隙流体；土钉单元采用T2D2二节点杆单元进行模拟。水泥搅拌桩和土钉与土体之间的接触，采用ABAQUS中的界面约束(Constraints)命令，使用嵌入区域 浙江工业大学硕士学位论文第五章复合土钉支护变形的数值分析(Embeddedregion)来处理，采用两个约束，其中一个以水泥搅拌桩和土钉作为嵌入区域(Embeddedregion)嵌入到土体中去，土体作为主区(hostregion)；另一个以土钉为嵌入区域(Embeddedregion)嵌入到水泥搅拌桩中去，水泥搅拌桩作为主区(hostregion)。嵌入的涵义指的是将附体的刚度按刚度等效原则等效到主体里面，这里的附体指的是桩及土钉，主体指的是土体。5．4．2模拟步骤在有限元分析中，单元类型选择后首先要解决地应力平衡的问题。地应力平衡在ABAQUS中由两个选项来实现，首先是自重荷载，然后就是关于自重作用下的有效应力场的建立。这里要补充说明一下的是为什么要建立有效应力场，目的是为了模拟在自重应力下固结沉降已经完成的原状土。复合土钉支护的施工是一个边开挖边支护的过程，其有限元模拟步骤如下：(1)划分单元：包括被开挖和不开挖的土体单元，并将所有单元定义为一个集合--block。创建桩单元，并采用嵌入单元将桩单元嵌入到前面定义的block里面。创建土钉单元，并采用嵌入单元将所有的土钉单元嵌入到前面定义的block里面。(2)边界条件：底部节点约束所有的自由度，两个侧面节点均约束水平方向的自由度。(3)地应力平衡：施加重力荷载，计算土体的初始地应力，并进行地应力平衡，模拟未开挖的初始状态。在ABAQUS有限元对模型进行计算前，必须输入初始条件来平衡地应力：initialconditions,type=stress，geostatic。开挖前土体侧向水平位移和竖向位移必须很小，几乎接近于零，数量级至少也要达到十的负五次方左右；开挖前的垂直应力应与自重应力相等，因此可以说开挖前的±体地应力已平衡。(4)开挖过程：进行地应力平衡模拟未开挖的初始状态成功后，“激活”桩单元，然后进行第一步开挖，“杀死"被开挖部分的主体单元，“激活"第一排土钉，计算当前开挖步的应力和变形。然后继续进行下一步的开挖，重复“杀死"被开挖部分的土体，“激活”下～排土钉，计算应力变形步骤，直至最后一步开挖结束。以上除了地应力平衡以外，首先要使计算达到收敛，再考虑计算的精确程度， 浙江工业大学硕士学位论文第五章复合土钉支护变形的数值分析这就需要对边界条件设置、单元及网格划分、分析步的时间增量步、材料参数等进一步的调整，以期达到较大的模拟结果150-531。5．5模拟结果及其分析5．5．1不同本构模型比较及选择(一)修正剑桥模型应用修正剑桥模型，对于复合土钉支护土体不同开挖阶段的水平位移，有限元计算输出如下图5-4所示，现场实测结果如下图5．5所示。围5-4水平位移数值模拟曲线图5-5水平位移实测曲线将图5-4基坑水平位移曲线(有限元计算)和图5．5基坑水平位移曲线(H号孔实测)进行比对分析，可以得出：(1)实测与有限元计算结果的基坑土体水平位移变化规律基本相同，基坑最大水平位移位于基坑中下部(3．Om左右处)，坑顼位移也与实测较接近，坑项至最大水平位移点这一段变化比较缓，基坑开挖面以下存在水平位移转折点(基坑以下1．5m左右处)，最大水平位移点至转折点这～段水平位移不断减小，而且变化趋势相对较陡；转折点至监测最低点(或有限元模型底部)，此段水平位移也不断减小，但变化趋势相对平缓。 浙江工业大学硕士学位论文第五章复合土钉支护变形的数值分析(2)基坑开挖面以上的水平位移，特别是开挖面以下水平位移转折点以上段，无论实测还是有限元计算结果都相对比较大，但丌挖面以下特别是水平位移转折点以下段，有限元计算结果与实测两者差别较大，前者转折点以下，水平位移还是比较大，，后者转折点以下，水平位移很小，接近于零。分析原因可能由于实际监测点布置深度为14m，且以14m处为水平位移的零点，而基坑的软土深度较深且土质较软，实际上监测点14m深度以下存在一定的水平位移。图5-6开挖完成后基坑沉降曲线从图5．6有限元计算结果基坑开挖完成后的基坑周边沉降曲线，可以分析得出以下结论：(1)从有限元计算结果来看，距离基坑边缘越远，沉降越大；并且距离基坑边缘一定距离(1．5m左右)存在一个转折点，转折点至基坑外12m左右段基坑沉降都比较大，这段长度范围大致为基坑开挖深度(5．5m)的2倍。基坑外12m以外的区域沉降基本趋于稳定。根据结果分析可以得出，基坑的沉降较大点在距离基坑边缘一定距离处，监测点应该布置在这个沉降较大的位置(建议为基坑以为2～llm范围内)，或是控制建筑物沉降的位置。(2)有限元计算结果基坑搅拌桩的边缘沉降约为15ram，比相关实测点(H号孔)的实测值大很多，分析原因可能由于开挖荷载取值根据估算简化为15kPa，而实际中基坑搅拌桩外围一定距离处才有建筑物，从而使有限元计算结果与实测差别较大。因为基坑开挖过程中，水平位移的影响大，地表沉降影响相对较小，所以在接下来的分析中略去不予分析考虑。57 浙江工业大学硕士学位论文第五章复合土钉支护变形的数值分析总的来说，软土采用修正剑桥模型为本构模型，有限元计算结果与实测结果在变化趋势比较接近，数值接近有一定的精度，表明用修正剑桥模型分析软土基坑复合土钉支护受力和变形机理的是比较适合的。(--)摩尔。库仑模型应用摩尔．库仑模型，对于复合土钉支护土体不同开挖阶段的水平位移，有限元计算输出如下图5．7所示，现场实测结果如下图5．8所示。图5．7水平位移数值模拟曲线图5-8水平位移实测曲线将图5．7基坑水平位移曲线(有限元计算)和图5．8基坑水平位移曲线(H号孔实测)进行对比分析，我们可以看出：(1)两者位移随深度变化规律有一定的相似性，但实测最大位移位置在距离地面以下3"---4m左右处(基坑中下部)；有限元计算结果虽然反映了最大位移点不在基坑顶部，在距离地面以下6m左右处(基坑底部)，而且顶部位移比较突兀，基坑底面以下水平位移没有转折点。(2)有限元计算结果基坑顶部水平位移比实测小，但最大水平位移比实测大。基坑开挖面以下的水平位移也是比较大，如前分析可能与监测点布置有一定关系，但从变化趋势来看，差别还是较大。(三)邓肯．张模型应用邓肯．张模型，对于复合土钉支护土体不同开挖阶段的水平位移，有限元计算输出如下图5-9所示，现场实测结果如下图5．10所示。 浙江工业大学硕士学位论文第五章复合土钉支护变形的数值分析将图5-9基坑水平位移曲线(有限元计算)和图5．10基坑水平位移曲线(H号孔实测)进行比对分析，我们可以看出：(1)从有限元计算结果与实测结果的变化趋势来看，基坑的最大水平位移点位置都在距离地面以下3"--4m左右处(基坑中下部)，但有限元计算结果的顶部位移大大小于实测值。(2)有限元计算结果基坑开挖面以下的水平位移没有转折点，而且水平位移远远大于实测值。基坑项部水平位移偏小而开挖面以下偏大，总的变化规律有一定的相似性，但不一致。图5-9水平位移数值模拟曲线图5．10水平位移实测曲线(四)三模型对比图5．1l给出了不同模型及实测水平位移随深度变化曲线。通过对摩尔．库仑模型、邓肯．张模型、修正剑桥模型有限元计算结果与实测结果的对比分析，可以看出在变化趋势、数值大小、最大位移位置上等修正剑桥模型都与实测相对比较接近，摩尔．库仑模型有限元计算结果偏大，而邓肯．张模型则偏小，说明修正剑桥模型比其它两个模型更适用于软土基坑复合土钉支护分析。通过对数值模型的合理选择，不同本构模型的有限元计算对比分析，可以得出以下结论：(1)坑底以上，修正剑桥模型与邓肯．张模型的最大水平位移点位置与实测较为接近，而摩尔-库仑模型的最大水平位移点位置接近坑底。修正剑桥模型的最 浙江工业大学硕士学位论文第五章复合土钉支护变形的数值分析图5—11不同模型及实测水平位移曲线大水平位移值与实测很接近；摩尔．库仑模型较大，偏于安全；而邓肯．张则较小，偏于不安全。(2)坑底附近，修正剑桥模型水平位移有突变，充分表现土的模型的优点，邓肯．张模型与摩尔．库仑模型水平位移过度平缓，这与实测偏差比较大。(3)坑底以下，有限元计算结果的水平位移比实测大，摩尔．库仑模型最大，邓肯．张模型其次，修正剑桥模型最小，但与实测还是有一定差别。有限元计算采用修正剑桥模型与实测存在一定偏差，分析原因可能如下：(1)没有考虑坑内土体与土钉加强区土体的加强，桩土、钉土之间的摩擦，土体参数随深度的变化，可能影响分析的精度。(2)实际工程中土体的弹性模量随深度的增加而增大，而数值模拟中无法考虑弹性模量的变化，因此实测中基坑以下水平位移转折点以下随深度增加土体的水平位移较小，而有限元计算结果相对较大。还有原因就是如前分析，基坑的软土深度较深且土质较软，而监测点布置不够深(才14m)。通过对摩尔．库仑模型、邓肯．张模型、修正剑桥模型进行对比分析，可以得出，虽然修正剑桥模型在模拟基坑变形的变化趋势上还与实测存在一定差别，也有许多不足之处，但从理论上及数值分析角度，都是比较合理适用的。本章将用 浙江工业大学硕士学位论文第五章复合土钉文护变形的数值分析修正剑桥模型对基坑可能存在实际处理方式进一步的研究分析，主要从改变土钉长度、基坑的开挖深度、超挖情况这几个方面展开分析。5．5．2土钉长度的影响土钉的长度对基坑的变形存在影响，但长度过短，不能确保基坑边坡的稳定性，土钉长度过长，无法充分发挥土钉的作用，造成材料浪费。对于土钉的长度取值，工程界存在一些看法，一种认为上部土钉的长度可以短些，下部土钉的长度需要长些，主要认为上部土钉长度的增加对提高上部土体的变形影响不大，但下部土钉长度增加从安全角度核算可以提高基坑的稳定性。另一种看法恰好相反，就是下部土钉的长度可以短些，上部土钉的长度需要长些，主要认为从基坑的滑移面来看，上下部土钉需穿越滑移面一定长度，所以上部土钉需要长些。表5．2各种工况下的土钉长度第一排土钉长度(m)第二排(m)第三排(m)第四排(m)工况1912工况2812工况310lO12工况4911工况5913下面通过有限元模拟分析来比较一下，土钉长度根据实际基坑土钉的长度变化，土钉仍采用四排，土体采用修正剑桥模型，数值计算模型同实测开挖基坑，各种工况见表5．2。根据工况l、2、3的情况进行有限元计算，图5．12给出了三种工况下计算结果。从图中可以看出，上排土钉的长度分别为8m、9m、lOre，基坑的水平位移变化规律基本相同，最大水平位移分别为33．6mm、32．1mm、29．Omm，最大水平位移随上排土钉长度的增加而减小，工况2、3与工况1(实测基坑)比较可以得出上排土钉长度变化lm最大水平位移变化分别为4．7％、9．7％，说明上排土钉长度变化对基坑变形有一定的影响，建议设计时候可以增加上排土钉的长度，以有效控制基坑的变形。61 浙江工业大学硕士学位论文第五章复合土钉支护变形的数值分析图5．12上两排土钉长度改变图5一13下两排土钉长度改变根据工况1、4、5的情况进行有限元计算，图5．13给出了三种工况下计算结果。从图中可以看出，下排土钉的长度分别为1lm、12m、13m，基坑的水平位移变化规律基本相同，最大水平位移分别为32．5mm、32．1mm、32．2mm，最大水平位移随下排土钉长度的变化基本无变化，工况4、5与工况l(实测基坑)比较可以得出下排土钉长度变化lm最大水平位移变化分别为1．2％、03％，说明下排土钉长度变化对基坑变形基本无影响。通过对在不同工况下分析土钉长度变化对基坑变形的影响，可以得出以下的结论：(1)上排土钉长度的变化影响相对较大，随着上排土钉长度的增加基坑的变形明显减小。对比秦四清和陈肇元的观点，两人看法基本一致，即对于土钉长度的设计应将顶部和中部土钉设计得长而密，下部土钉设计得适当短而密。工程实际测定也表明，上长下短的方案稳定性较好，变形也较小，而上短下长的方案稳定性较差。(2)虽然上排土钉长度的增加对提高上部土体的稳定性影响不大，但对提高下部土体的稳定性较好。下部土钉长度不用太长，对基坑变形控制及稳定性的增加效果很小。基坑的设计主要通过变形控制原则来确定土钉的长度，建议采取“上长下短”土钉布置方式，即可减少不必要的材料浪费，又可有效提高基坑的稳定性，防止基坑事故的发生。62 浙江工业大学硕士学位论文第五章复合土钉支护变形的数值分析5．5。3基坑开挖深度的影响一般情况下，基坑的开挖深度对基本的变形有较大的影响。下面通过有限元分析来比较一下，基坑的开挖深度在实际基坑开挖深度的基础上，加大开挖深度，各种工况见表5．3，土体采用修J下剑桥模型，数值计算模型同前，各种工况下基坑变形见图5．14。表5．3各种工况下的基坑开挖深度第一排第二排第三排第四排第五排第六排土钉长度(m)开挖5．5m912开挖6．6m912开挖7．7m912从图5．14可以看出，基坑的变形随开挖深度的增加而增大，虽然开挖深度加大的同时增加了土钉支护排数，但基坑的变形规律基本相似。而且基坑的最大水平位移增大的同时，其最大水平位移点也随开挖深度的增加而不断向下移，基本也图5一14基坑开挖深度改变的基坑变形 浙江工业大学硕士学位论文第五章复合土钉支护变形的数值分析在基坑中下部靠近基坑底部附近的位置。可以认为随基坑的开挖深度增加需要增加土钉的设计长度来有效控制基坑的变形。通过对在不同工况下基坑开挖深度对基坑变形影响的研究分析，可以得出以下的结论：(1)随开挖深度的不断增加，基坑的变形规律基本一致，但随开挖深度的增加，基坑的最大水平位移增加比较显著，最大水平位移点也不断往下移动，但从整个基坑的角度，都在基坑的中下部。(2)基坑开挖深度每增加1．1m，增加一排土钉支护，土钉长度同最下部土钉长度(为12m)，而搅拌桩的长度不变，基坑变形是不断增大的。建议可采取以下措施，一种是根据以上分析加长上部土钉长度，另一种是增加搅拌桩的长度，或是两种方法同时运用，以有效控制基坑的变形。5．5．4超挖的影响为了明确超挖对基坑变形与稳定性的影响，先对软土基坑简单土钉支护情况进行分析。通过有限元数值模拟分析可知，原实测基坑设计中若去掉搅拌桩的作图5．15简单土钉支护不同超挖深度的基坑变形 浙江工业大学硕士学位论文第五章复合土钉支护变形的数值分析用，基坑将失稳破坏。说明搅拌桩确实对基坑的变形起到很好的控制作用。那么，接下来将通过放坡来分析实测基坑开挖深度下的变形情况。除按l：2放坡与去掉搅拌桩外，其余条件都同原实测基坑的情况。下面通过有限元分析来一下，基坑的不同超挖深度对基坑的变形影响，各种工况下基坑变形见图5．15。从图中可以看出，简单土钉支护的在不同超挖深度变形特性，通过分析可以得出以下结论：(1)简单土钉支护基坑壁水平位移最大点不在基坑中下部，而在基坑顶部。这与复合土钉支护的变形呈现“突肚状”不同。(2)随着超挖深度的一点点加大，基坑变形却迅速增大，超过了基坑变形所能容许的范围。从图中基坑变形随超挖深度增加的变化趋势来看，如果继续加大超挖深度，基坑将失稳破坏。如上所述，简单土钉支护放破开挖时超挖0．3m，就产生很大的基坑变形，再加大超挖深度将导致基坑失稳破坏。接下来对复合土钉支护情况进行分析，在有搅拌桩情况下的复合土钉支护，基坑的不同超挖深度对基坑的变形影响究竟有多大，各种工况下基坑变形见图5．16。图5．16复合土钉支护不同超挖深度的基坑变形65 浙江工业大学硕士学位论文第五章复合土钉支护变形的数值分析图5。16给出了不同超挖深度的基坑变形图。超挖深度分别为0．5m、0．8m、1．1m。从图中可以看出，基坑的变形随超挖深度的增加而不断增大，但是基坑整体的变形规律没有改变。对复合土钉支护技术的分层开挖高度的合理确定不仅能保证基坑开挖边坡的稳定性，而且还能充分利于土体本身的力学强度，从而达到节减支护成本和保证基坑支护安全的目的。通过对在不同工况下分析基坑超挖深度对基坑变形的影响，可以得出以下的结论：(1)对基坑的超挖将引起基坑变形的增大，超挖深度越大，基坑的变形也有所增长，从图5．16可以得出在一定的超挖深度范围内，虽然基坑的变形有所增加，但并不显著，不会导致基坑的失稳。(2)虽然根据有限元分析，基坑超挖深度不断增大，而基坑的变形只是在一定范围内变动，增大并不明显。分析原因有几个：第一是上层为杂填土，有一定的深度，强度相对比较大；第二是由于基坑的开挖深度为5。5m，深度并不是很大；所以有一定程度超挖，并没有引起基坑的失稳。第三是由于有搅拌桩的作用，搅拌桩比较有效的控制了基坑的变形。从以上对比分析可以看出，复合土钉支护中搅拌桩对基坑变形起到很好的控制作用，搅拌桩的优点如下：(1)复合土钉由于搅拌桩的存在，水平位移得到很好的控制，说明搅拌桩对限制基坑的变形与保持基坑稳定性方面起着至关重要的作用；(2)由于搅拌桩本身有一定的刚度，和加固区的土钉形成一个协同变形的整体，不但改善了土钉的受力情况，而且对桩后土体提供一定的支护力，都整个支护结构的稳定性起到一定的作用；(3)搅拌桩插入到开挖面以下，使得被动区土体得到加固，且起到抗隆起、倾覆、滑移等作用。但也由此导致开挖面以下土体的变形相对比简单土钉支护大些，可基坑开挖面以上土体的变形得到了很好的控制。5．6本章小结本章通过对一个工程实例进行分析，建立工程实例复合土钉支护的有限元模型，进行数值模拟计算，主要工作与结论如下： 浙江工业大学硕士学位论文第五章复合土钉支护变形的数值分析(1)通过对摩尔．库仑模型、邓肯．张模型、修正剑桥模型有限元计算结果与实测结果的对比分析可知：坑底以上，修正剑桥模型与邓肯．张模型的最大水平位移点位置与实测较为接近，而摩尔．库仑模型的最大水平位移点位置接近坑底。修正剑桥模型的最大水平位移值与实测很接近；摩尔一库仑模型较大，偏于安全；而邓肯．张则较小，偏于不安全。坑底附近，修正剑桥模型水平位移有突变，充分表现土的模型的优点，邓肯．张模型与摩尔一库仑模型水平位移过度平缓，这与实测偏差比较大。坑底以下，有限元计算结果的水平位移比实测大，摩尔．库仑模型最大，邓肯．张模型其次，修正剑桥模型最小，但与实测还是有一定差别。但在变化趋势、数值大小、最大位移位置上等修正剑桥模型都与实测比较接近，说明修正剑桥模型比其它两个模型更适用于软土复合土钉支护基坑的分析。(2)有限元计算采用修正剑桥模型与实测存在一定偏差，分析原因可能是没有考虑坑内土体与土钉加强区土体的加强，桩土、钉土之间的摩擦，土体参数随深度的变化。实际工程中土体的弹性模量随深度的增加而增大，而数值模拟中无法考虑弹性模量的变化，因此实测中基坑以下水平位移转折点以下随深度增加土体的水平位移较小，而有限元计算结果相对较大。还有原因就是如前分析，基坑的软土深度较深且土质较软，而监测点布置不够深(才14m)。(3)通过对在不同工况下分析土钉长度变化对基坑变形的影响，可以得出上排土钉长度的变化影响相对较大，随着上排土钉长度的增加基坑的变形明显减小。下排土钉长度的变化基本无影响，下排土钉长度的增加时基坑的变形却只有很小的减小。说明基坑的变形并不是完全随土钉长度的增加而不断增加的，尤其是下排土钉长度的增加对基坑变形的控制的贡献很小。建议设计时采取“上长下短”土钉布置方式，即可减少不必要的材料浪费，又可有效提高基坑的稳定性，防止基坑事故的发生。(4)通过对在不同工况下分析基坑开挖深度对基坑变形的影响，可以得出随开挖深度的不断增加，基坑的变形规律基本一致，但随开挖深度的增加，基坑的最大水平位移增加比较显著，最大水平位移点也不断往下移动，但从整个基坑的角度，都在基坑的中下部。基坑开挖深度每增加1．1m，增加一排土钉支护，土钉长度同最下部土钉长度(为12m)，而搅拌桩的长度不变，基坑变形是不断增大的。根据彭孔曙、夏玲涛等人研究认为复合土钉支护增大搅拌桩桩体宽度比增加67 浙江工业大学硕士学位论文第五章复合土钉支护变形的数值分析桩长更能有效的控制基坑的变形。建议基坑附近有建筑物时，应增大桩体宽度，以控制基坑变形，防止基坑失稳。(5)简单土钉支护基坑壁水平位移最大点不在基坑中下部，而在基坑顶部，这与复合土钉支护的变形呈现“突肚状"不同。随着超挖深度的一点点加大，基坑变形却迅速增大，超过了基坑变形所能容许的范围。如果继续加大超挖深度，基坑将失稳破坏。通过对在不同工况下分析复合土钉支护基坑超挖深度对基坑变形的影响，可以得出对基坑的超挖将引起基坑变形的增大，超挖深度越大，基坑的变形也越大。并且在一定的超挖深度范围内，虽然基坑的变形有所增加，但并不显著。由于上层为杂填土，有一定的深度，强度相对比较大；而且基坑的开挖深度为5．5m，深度并不是很大；所以有一定程度超挖，并没有引起基坑的失稳。复合土钉支护由于搅拌桩的存在，水平位移得到很好的控制。由于搅拌桩本身有一定的刚度，和加固区的土钉形成一个协同变形的整体，不但改善了土钉的受力情况，而且对桩后±体提供～定的支护力，对整个支护结构的稳定性起到一定的作用。搅拌桩插入到开挖面以下，使得被动区土体得到加固，且起到抗隆起、倾覆、滑移等作用。但也由此导致开挖面以下土体的变形相对比简单土钉支护大些，但基坑开挖面以上土体的变形得到了很好的控制。 浙江工业大学硕士学位论文第六章结论与建议6结论与建议6．1主要结论本文根据目前软土力学特性的研究现状和工程实际的需要，通过室内三轴试验获得数值模型的基本参数，结合一软土基坑复合土钉支护的工程实例，开展了软土基坑复合土钉支护数值模拟的工作，对基坑进行分步开挖过程中±体产生的变形进行探讨和研究。(1)对饱和软土试样分别进行固结排水试验及三轴压缩回弹试验，分析软土的轴应变、侧应变、体应变、孔压等之间的变化规律，并为后面数值模拟提供主要参数，主要结论如下：①虽然固结排水剪试验的剪切速率已经很小(O．00824％／min)，仍然无法保持孔压不变，但试验过程中孔压控制是很重要的。由于有些仪器无法达到很小的剪切速率，有些研究人员用固结不排水试验替代固结排水试验来获取模型参数，但是固结不排水试验，保持体积不变，无法找到临界状态点，所以必须用固结排水试验来获取模型参数。②修正剑桥模型是用重塑土基于大量试验并结合理论分析得到的模型，重塑土是对原状土的随机扰动，代表着土没有受前期固结压力，没有应力历史，其密实程度、结构没有办法定义，其特性主要取决于其原土的矿物成份和性质。但本文用原状土来获取模型参数，从数值模拟结果来看，用原状土获得的参数来分析还是可以用的，能反映软土的物理力学特性，并能较好的分析软土复合土钉支护的基坑。③修正剑桥模型的试样破坏应该以“临界状态点’’控制，由于本次试验中，临界点与峰值点比较接近，尤其在低围压下，而且临界点位置难以确定，所以取了峰值点。但是不管在低围压还是在高围压下，应该尽量以临界状态点确定。④对固结排水试验及压缩回弹试验进行分析处理可以得到摩尔一库仑模型的参数Cd=14kPa、仍=18。，修正剑桥模型的参数M=0．75、五=0．0801、彭=0．0155。邓肯一张模型的参数见表6．1。 浙江工业大学硕士学位论文第六章结论与建议表6．1邓肯张模型参数参数KnRfca(kPa)仍(。)PaKbNurKur数值2000．570．7414181000001500．0751．1(2)介绍了杭州某复合土钉基坑支护工程，根据现场实际监测资料，结合杭州地区的软土地基，分析和研究复合土钉墙支护的基坑变形特点及规律，主要结论如下：①实测表明，复合土钉支护的水平位移随深度呈抛物线形式分布，基坑的最大水平位移不一定是在基坑顶面处，一般是发生在基坑中下部。这与单纯土钉支护的有明显的差异。②旌工顺序的影响。一般先开挖的土层由于应力释放，并且出现较早的临空及受到后续施工的影响，基坑的水平位移会比较大，从监测结果来看，基本符合这个规律。因此，确定基坑的开挖顺序时，首先开挖的部位应该避开交通繁忙的主干道，及有大量地下管线的高层建筑物，以免道路和建筑物受基坑开挖影响出现较大的水平位移和沉降。③支护形式的影响。实测基坑的支护主要采用两种形式，北侧的悬臂水泥搅拌桩围护结构和东、南、西侧的复合土钉支护(土钉+水泥搅拌桩)。从监测结果可以看出，虽然基坑北侧后开挖，但由于采用半柔性的悬臂水泥搅拌桩围护结构，其水平位移较大；与之相比，复合土钉支护部分先开挖，但水平位移相对较小，说明用水泥搅拌桩复合土钉支护在控制基坑变形方面具有明显的优势。但是，对半刚性的水泥搅拌桩支护结构，也可以采用加横撑和斜撑的方法来控制基坑的变形和沉降。④基坑周围环境的影响。对于靠近建筑物区和交通主干道的基坑往往要控制基坑的变形量，可以理解，基坑红线与现有交通和建筑的距离是关键。从实测资料可见，基坑的西侧靠近中部的水平位移和沉降也相对较大，这可能是由于西侧靠近生活小区，楼层基本是中高层建筑，并且离基坑用地红线只有6m左右，从而对基坑的变形及沉降产生了很大的影响。基坑东侧虽然邻主干道，但由于距离较远(约llm左右)，实测表明道路上的车辆动载对基坑的影响较小。值得注意的是，周围建筑和交通影响的程度除了与距离有关以外，还与基坑的开挖深度有关。基70 浙江工业大学硕士学位论文第六章结论与建议坑开挖越深，相邻建筑与设施的影响也会加大。⑤对基坑的变形影响还有其它因素如降雨入渗等也会对基坑的变形和沉降产生显著影响，在本工程基坑西南角丌挖支护完成后，受降雨影响，坑#FlOm左右处出现了约2cm宽延伸开裂，由于没有详细资料，没有进行详细分析。但是，防止降雨对坑壁土体的浸润和渗入是重要的。(3)通过对一个工程实例进行分析，建立工程实例复合土钉支护的有限元模型，进行数值模拟计算，主要结论如下：①通过对摩尔一库仑模型、邓肯一张模型、修正剑桥模型有限元计算结果与实测结果的对比分析可知：坑底以上，修正剑桥模型与邓肯一张模型的最大水平位移点位置与实测较为接近，而摩尔一库仑模型的最大水平位移点位置接近坑底。修正剑桥模型的最大水平位移值与实测很接近；摩尔一库仑模型较大，偏于安全；而邓肯一张则较小，偏于不安全。坑底附近，修正剑桥模型水平位移有突变，充分表现土的模型的优点，邓肯一张模型与摩尔一库仑模型水平位移过度平缓，这与实测偏差比较大。坑底以下，有限元计算结果的水平位移比实测大，摩尔一库仑模型最大，邓肯一张模型其次，修正剑桥模型最小，但与实测还是有一定差别。但在变化趋势、数值大小、最大位移位置上等修正剑桥模型都与实测比较接近，说明修正剑桥模型比其它两个模型更适用于软土复合土钉支护基坑的分析。②有限元计算采用修正剑桥模型与实测存在～定偏差，分析原因可能是没有考虑坑内土体与土钉加强区土体的加强，桩土、钉土之间的摩擦，土体参数随深度的变化。实际工程中土体的弹性模量随深度的增加而增大，而数值模拟中无法考虑弹性模量的变化，因此实测中基坑以下水平位移转折点以下随深度增加土体的水平位移较小，而有限元计算结果相对较大。还有原因就是如前分析，基坑的软土深度较深且土质较软，而监测点布置不够深(才14m)。③通过对在不同工况下分析土钉长度变化对基坑变形的影响，可以得出上排土钉长度的变化影响相对较大，随着上排土钉长度的增加基坑的变形明显减小。下排土钉长度的变化基本无影响，下排土钉长度的增加时基坑的变形却只有很小的减小。说明基坑的变形并不是完全随土钉长度的增加而不断增加的，尤其是下排土钉长度的增加对基坑变形的控制的贡献很小。建议设计时采取“上长下短"土钉布置方式，即可减少不必要的材料浪费，又可有效提高基坑的稳定性，防止基坑事故的发生。7l 浙江工业大学硕士学位论文第六章结论与建议④通过对在不同工况下分析基坑开挖深度对基坑变形的影响，可以得出随开挖深度的不断增加，基坑的变形规律基本一致，但随开挖深度的增加，基坑的最大水平位移增加比较显著，最大水平位移点也不断往下移动，但从整个基坑的角度，都在基坑的中下部。基坑开挖深度每增加1．1m，增加一排土钉支护，土钉长度同最下部土钉长度(为12m)，而搅拌桩的长度不变，基坑变形是不断增大的。根据彭孔曙、夏玲涛等人研究认为复合土钉支护增大搅拌桩桩体宽度比增加桩长更能有效的控制基坑的变形。建议基坑附近有建筑物时，应增大桩体宽度，以控制基坑变形，防止基坑失稳。⑤简单土钉支护基坑壁水平位移最大点不在基坑中下部，而在基坑顶部，这与复合土钉支护的变形呈现“突肚状"不同。随着超挖深度的一点点加大，基坑变形却迅速增大，超过了基坑变形所能容许的范围。如果继续加大超挖深度，基坑将失稳破坏。通过对在不同工况下分析复合土钉支护基坑超挖深度对基坑变形的影响，可以得出对基坑的超挖将引起基坑变形的增大，超挖深度越大，基坑的变形也越大。并且在一定的超挖深度范围内，虽然基坑的变形有所增加，但并不显著。由于上层为杂填土，有一定的深度，强度相对比较大；而且基坑的开挖深度为5．5f【l，深度并不是很大：所以有一定程度超挖，并没有引起基坑的失稳。复合土钉支护由于搅拌桩的存在，水平位移得到很好的控制。由于搅拌桩本身有一定的刚度，和加固区的土钉形成一个协同变形的整体，不但改善了土钉的受力情况，而且对桩后土体提供一定的支护力，对整个支护结构的稳定性起到一定的作用。搅拌桩插入到开挖面以下，使得被动区土体得到加固，且起到抗隆起、倾覆、滑移等作用。但也由此导致开挖面以下土体的变形相对比简单土钉支护大些，但基坑开挖面以上土体的变形得到了很好的控制。 浙江工业大学硕士学位论文第六章结论与建议6．2进一步研究的建议作者采用室内试验与数值模拟相结合的方法，对软土的物理力学特性及软土基坑复合土钉支护的变形特性进行了大量的分析研究工作，但是由于有限元软件前期调试工作的复杂性以及时间的有限性，研究不够全面和深入，还有待进一步地深化和完善。作者认为今后需进一步开展如下方面的研究和工作：(1)重塑土与原状土作对比试验，比较两者之间的性质及物理力学特性有哪些不同，哪种土更符合软土的本构模型，哪种土更适用于分析软土基坑等实际的工程情况。(2)有限元分析误差的来源，可能由于未考虑桩土、钉土之间的摩擦，未考虑坑内土体与土钉加强区土体的加强，未考虑土体参数随深度的变化，在以后的研究中应进行考虑分析。 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浙江工业大学硕士学位论文致谢在论文即将完成之际，我的研究生生活也将划上句号。在三年的研究生学习阶段里，我的理论水平和科研能力得到了很大的提高。从研一的课程学习，研二的选题、开题和课题的开展及室内土工试验进行，研三的论文的撰写和完成，我得到了父母、老师、同学、朋友们的大力支持，在此请允许我向他们表达最真诚的感谢。从论文选题、研究思路和研究方法的确定及论文的撰写和定稿，其间无不凝聚着导师无数的心血和汗水。导师渊博的知识、敏捷的思维、严谨的治学态度、开拓创新的科研精神、忘我的工作热情和谦虚淡泊的处世风格为我树立了榜样，在这三年的学习期间的确从导师身上学到了很多东西，不论是在学问上还是在科研和工作态度上，这些都将成为一份宝贵的精神财富使我受益终身。在论文付梓之际，谨向胡敏云老师致以最崇高的敬意和由衷的感谢。在科学研究的道路上，导师的谆谆教诲将成为我一生奋发向上的动力。感谢孟凡丽老师在试验研究阶段对我的帮助，孟老师以认真严谨的科学态度对我的试验从研究方向到具体试验操作一一把关，使我的试验水平得到了质的飞跃。感谢潘晓东老师对我ABAQUS有限元软件学习的指导与帮助，使我能够较快掌握操作方法与技巧，为我以后顺利完成各项数值模拟打下坚实的基础。在工大学习期间，很幸运的结识到我的同学和师兄弟们，得到了黄晋、贾颖栋、袁金华同学和张建铭、计国贤、沈一帆师弟师妹们的帮助，朝夕相处，共同走过了求学旅途，在此深表感谢。感谢我的父母对我的养育之恩，他们无微不至的关怀、理解和鼓励使我能够在学习上不断前进，正是由于他们的支持，我的学业才得以顺利完成。衷心感谢所有在本人漫漫求学路上给予帮助、解惑和关心的老师、亲人和朋友们!最后，感谢各位论文评审和出席论文答辩的专家在百忙之中所给予的指导和帮助。张庆山2009年4月于工大梦溪村7R 浙江工业大学硕士学位论文攻读学位期间发表的学术论文1．张庆山，胡敏云，王志萍，计国贤．杭州软粘土修正剑桥模型参数的分析．土工测试新技术一第25届全国土工测试学术研讨会论文集【C】．2008．102．张庆山，胡敏云，夏玲涛．复合土钉支护变形特性的实测分析．浙江工业大学学报[J]．2008．10(已录用)