土压力计（共9篇）
土压力计 篇1
太沙基1923年提出了饱和土中的有效应力原理。在计算饱和土的郎肯土压力时, 太沙基公式表达的是水土分算法。我国建筑地基基础设计规范[1]的9.3.3条:作用于支护结构的土压力和水压力, 对砂性土宜按水土分算计算;对粘性土宜按水土合算计算, 也可按地区经验确定。方玉树和李广信曾对水土分算与水土合算问题进行了充分的讨论[2,3,4,5]。
笔者在2008年提出了自由水通道率表达式。意思是在水土合算和水土分算之间, 即在粘土到砂类土之间, 自由水通道率是一个由0到1的连续过程, 是以t=lg K (渗透系数) 为自变量的分段连续函数[6]。2013年提出了大气张力郎肯土压力公式[7], 后来进一步更新[8]。2015年引入饱和粘性土的相对自由水压力衰减概念, 并认为该衰减现象不连续, 存在“桥”[9]。
该文将在文献[7-9]的基础上, 总结饱和土的大气张力郎肯土压力算法并用算例说明。
1 饱和土的大气张力郎肯土压力的相关公式及计算
1.1 饱和土的饱和度系数和自由水通道率的计算公式
笔者在2008年讨论了饱和土的自由水通道率[6:6-22];2013年提出了非饱和土的自由水通道率[10,11], 后来进行更新[12,13,14,15], 总结如下[15]:
饱和土的饱和度系数X=1, 饱和砂类土的自由水通道率Bμ=1一般粘性土, 计算BS0:粘粒水分分配系数k1=粘粒含量, k1=0.057 1IP-0.571 (IP>10) 然后BS0=k1且BS0《1
计算BS:结合水膜可靠连接面积率系数k2
k2=-0.45IL+0.45 (IL《1) 然后BS=k2BS0且BS《BS0
结果:自由水通道率Bμ=1-BS
其中, IP为塑限指数;IL为液限指数;BS0为粘粒水分分配面积率;BS为粘性土的结合水膜可靠连接面积率。
1.2 饱和土的大气张力郎肯土压力公式
笔者2013年提出了大气张力郎肯土压力公式[7], 后来进一步更新[8], 总结如下[8]:
由于饱和土的X=1, 主动土压力
被动土压力
以上2式记为式 (1.2)
Cmi为膜的抗剪强度贡献[14]:在实际工程中, 应根据具体试验得到的大气张力库仑抗剪强度, 考虑初始抗剪强度C已包括的因素, 先求出膜的抗剪强度贡献。
Kai为计算点处的主动土压力系数, Kai=tg2 (45°-φi/2)
Kpi为计算点处的被动土压力系数, Kpi=tg2 (45°+φi/2)
K0i为计算点处的静止土压力系数。
φi为计算点处的土的内磨擦角 (°)
Uwa为计算点处绝对压强下的自由水压力, 作用在同一平面的自由水上, 尽可能实测, 按重力水、毛细水、角部毛细水的区别有不同的计算式[11]。
1.3 饱和粘性土的自由水压力衰减概念[9]
引入王飞等[16]的实验成果, 对于有起始水力坡降J0的饱和粘性土, 其层顶 (或底) 部的相对自由水压力μ, 当自由水向下 (或向上) 流过一定厚度h= (μ/10) /J0后, 会衰减为零 (注:μ/10为计算点的广义水头, μ的单位为kPa, 所以用μ/10) 。J0由实验确定, 或可以通过经验参照渗流实验得到的起始水头梯度I0确定。
2 饱和土的大气张力郎肯土压力算例
如图1, 是某饱和土场地地层分布图。远处有一水库, 水库水位如图所示。地面均布荷载q=10kN/m2, 地面大气压强Pa=101kPa。请用大气张力朗肯土压力公式计算其土压力, 并与经典水土合算法进行比较。参考海南某场地的土工试验指标设定的的指标如表1。其中, 凝聚力也即初始抗剪强度C[14], 采用普通三轴不固结不排水剪切试验得到, 起始水力坡降参考文献[16]设定。
2.1 计算饱和土的自由水通道率和膜的抗剪强度贡献
按1.1节计算各饱和土层的自由水通道率列于表2。对应普通三轴不固结不排水剪切试验:
饱和土的膜的抗剪强度贡献[14]Cm=C- (Pa-BuUa) tgφ, 计算结果见表2。
2.2 计算土的自重压力和土压力系数
主动土计算见表3, 被动土计算见表4。
2.3 计算粘土的衰减厚度
按h= (μ/10) /J0计算见表5、表6。
注:支护结构不透水, 降水后水面在基坑底, 被动土按偏于安全, 3粘土层可能局部漏水取砂质粉土层水头从基坑底起算。
2.4饱和土的大气张力郎肯土压力土压力计算
主动土压力计算见表7, 被动土压力计算见表8。
2.5 计算结果绘制分析
计算结果绘制如图2所示。另外, 基坑部分, 主动土压力与坑内支护上的大气压强叠加;基坑底下部分, 主动土压力与被动土压力叠加结果绘制如图3所示。图4是规范法郎肯土压力, 图5是规范法的叠加结果。
比较图3和图5, 在2、4层的砂类土部分, 叠加结果完全一致, 即砂类土按水土分算法计算。在1、3、5层的粘土部分, 叠加结果相差很小。这是由于按大气张力郎肯土压力, 在饱和粘土中, 自由水通道率折减很少 (本例中, 1层的Bu=0.712, 3、5层的Bu=0.745) , 而相对自由水压力流过一定厚度后衰减为零, 类似于粘性土宜按水土合算。总的说, 饱和土的大气张力郎肯土压力计算与规范法相似。
图5是规范法郎肯土压力的叠加结果。由于1层的素填粘土, φ值尤其是C值 (共相关项为负值) 大, 且土自重压力小, 算出来的基坑上部主动土压力为负值 (-75.3kPa及-57.8kPa) , 表示土体拉住支护, 但土的抗拉强度很小, 如果处理为零, 这是错误的。见图2, 由于地面大气压强Pa=101kPa, 比土自重压力大得多, 其相关项能大大抵消所以其基坑上部主动土压力为正值 (25.7kPa及44.0kPa等等) ;但坑内支护上有大气压强Pa=101kPa扶住, 见图3, 叠加的结果, 基坑上部是坑内大气压强大 (-75.3kPa及57.0kPa等等) , 其含义是坑内大气压强能抵抗主动土压力, 扶住支护。
3 结论
论文总结了饱和土的大气张力郎肯土压力算法并用算例说明, 得出了以下结论:
a.饱和土的大气张力郎肯土压力, 砂类土的计算结果与水土分算完全一致, 而饱和粘土, 自由水通道率Bu折减不大;相对自由水压力μ按衰减概念, 通过一定厚度后衰减为零, 所以其结果与水土合算的接近。总的来说, 饱和土的大气张力郎肯土压力算法, 接近我国规范:对砂性土宜按水土分算计算;对粘性土宜按水土合算计算。
b.上部为较硬的饱和粘土基坑, 按经典郎肯土压力, 基坑上部主动土压力为负值, 表示土体拉住支护, 处理为零, 这是错误的。按大气张力郎肯土压力, 由于地面大气压强Pa=101kPa, 基坑上部的大气张力郎肯主动土压力为正值, 但坑内支护上有大气压强Pa=101kPa扶住, 抵抗主动土压力有富余, 能扶住支护。
摘要：该文总结了饱和土的大气张力郎肯土压力算法。其计算要点有:饱和度系数、自由水通道率、膜的抗剪强度贡献、大气张力郎肯土压力。算例分析表明, 按大气张力郎肯土压力, 饱和粘土的自由水通道率折减不大, 相对自由水压力通过一定厚度后衰减为零, 其结果与水土合算的接近。饱和土的大气张力郎肯土压力算法, 接近我国规范, 对砂性土宜按水土分算计算, 对粘性土宜按水土合算计算。表层为较硬的饱和粘土的基坑, 按经典郎肯土压力, 基坑上部主动土压力为负值, 表示土体拉住支护, 处理为零, 这是错误的;而按大气张力郎肯土压力, 表示坑内支护上的大气压强能抵抗主动土压力, 扶住支护。
关键词：饱和土的大气张力郎肯土压力,相对自由水压力衰减,主动土压力负值,扶住支护
土压力计 篇2
1 土压力的计算，目前国际上仍采用楔体试算法，根据大量的试算与实际观测结果的对比，对于高大挡土结构来说，采用古典土压力理论计算的结果偏小，土压力的分布也有较大的偏差。对于高大挡土墙，通常也不允许出现达到极限状态时的位移值，因此在土压力计算式中计入增大系数，
2 土压力计算公式是在土体达到极限平衡状态的条件下推导出来的，当边坡支挡结构不能达到极限状态时，土压力设计值应取主动土压力与静止土压力的某一中间值。
土压力计 篇3
【关键词】深基坑；桩锚支护；桩身内力；土压力
由于目前，城市经济建设十分迅速，各类高层建筑就像雨后春笋般出现在人们的视野中。对于高层建筑来说，对其地基的建设是整个工程项目的重中之重。但是，由于现在进行地下工程施工时存在着许多安全隐患，因此我们就采用支护结构作为深基坑的支护体系，为深基坑侧壁及周边环境进行有效的支档、加固和保护措施。而桩锚作为一种新型工程技术，如今已经引入到了深基坑的工程技术当中，并且因其稳定性好、安全性能高等优点，得到了社会的好评。
1.深基坑桩锚支护结构
桩锚支护结构作为21世纪的新型工程技术，在建筑行业得到广泛的应用，而且由于近几年，在深基坑和滑坡建设中，存在着严重的稳定性问题，对工程的施工带来了严重的影响，由于这种桩锚支护结构具有较强的稳定性，又被引入到了深基坑和滑坡的建设中，深基坑桩锚支护结构是指将受拉杆件的一端固定在开挖基坑的稳定地层中，再在另一端与围护桩相联的基坑支护体系。它由被加固土、放置于原位土体中以较密间距排列的细长金属杆件（土钉、锚杆）、附着于坡面的喷射混凝土面板、管桩和深层搅拌桩等组成，形成一个类似重力式的挡土墙，以此来抵挡墙后传来的土压力和其它作用力，从而使开挖坡面稳定。这样的支护结构主要是用在深基坑开挖和边坡稳定的挡土工程。目前由于我国社会经济建设不断发展，高层建筑的大肆修建，在进行软土地基地挖掘也日益增多，而且随着各种基坑支护技术的发展，深基坑支护技术因造价低、稳定性好、施工迅速，已经被人们大量采用。
2.桩锚支护体系在深基坑中的运用与作用
在基坑工程施工中，如果需要开挖的基础深度很深，基坑周边的土容易坍塌。因此，为了保证基坑的稳定性，就必须对基坑进行支护。而桩锚支护采用锚杆取代基坑支护内支撑，给支护排桩提供锚拉力，以减少支护排桩的位移与内力，并且将深基坑的变形控制在允许的范围内，由此看来桩锚支护体系就是人们在进行深基坑工程中最好的选择。
桩锚支护体系主要由护坡桩，土层锚杆，围檩和锁口梁4部分组成，在基坑地下水位较高的地方，支护桩后还有防渗堵漏的水泥土墙等，它们之间相互联系，相互影响，相互作用，形成一个有机整体。因此，对于深基坑建设时，无论是从经济还是安全可靠性考虑，桩锚支护体系都是一种较好的支护体系。
3.基坑的基本情况
某工程为15层框剪结构，总建筑面积约为35000平方米，基坑西侧与实验馆距离仅1.2m，北侧为图书馆，东侧为宿舍楼。在勘探深度内；场地表层为近期人工堆填的素填土，老地面以下为棕褐色冲积粉质黏土和黄褐色粉土及沼泽积形成的粉质黏土层，其下为冲洪积形成的细砂和粗砂层，下部为冲洪积形成的圆砾，底部均为太古代混合花岗岩的强风化层。稳定水位埋深为3.75～4.30re，因基坑施工在枯水期，对基坑稳定性影响不大。基坑平均深度7.0m，西侧支护形式采用了单支点桩锚式（两桩一锚），桩长12m，桩径0.8m。基坑顶部有60kPa附加应力（基坑毗邻3层建筑物，按每层附加应力为20kPa考虑）。基坑开挖过程如下：①基坑开挖2m深，称其为第1阶段；②在1.7m处加锚杆并施加预应力；③基坑开挖到设计深度7.0m，称其为第3阶段。
本工程在进行深基坑挖掘时，就采用了桩锚支护技术，而且由于应用的是桩锚支护系统，在施工时施工空间很大，为挖土提供了良好的条件，更是因为桩锚支护在进行施工时方便地基的开挖，因此不占用内支撑混凝土养护期，大大地缩短了工期。而且在施工完毕时，周围的房屋及道路周边房屋及道路无开裂、倾斜。
4.桩身内力测试方案
试验选取基坑西侧12，16，20号桩进行钢筋应力测试，本文中分别称其为桩1、桩2、桩3，每根桩临土侧和背土侧钢筋分别布置5个钢筋应力计，布置深度（基坑）分别为2.4，3.7，7，9.2，11.4m，总计30个，在试验过程中发现桩l下侧两个钢筋应力计因未知原因失效，故有效钢筋应力计共28个。
5.试验结果分析
5.1桩身钢筋应力随基坑深度的变化桩身钢筋应力随基由增大
在进行基坑修建的不同阶段，钢筋应力的大小也会随着改变，而在同一阶段中，不同的两个钢筋它们的受力情况也可能呈现出相反的情况，即一侧受到应力压力，另一侧受到应力的拉力。在开始阶段支护桩处于悬臂状态，在主动土压的作用下，钢筋处于受压状态，整体呈现出弓形，但由于冠梁的约束作用，桩头钢筋应力表现出与整体相反的状态，应力零点出现在基坑底部附近，然后在中期，由于锚杆弹性支点和主、被动土压力的作用，基坑上部N侧钢筋处于受拉状态，应力数值明显增大，下部一侧钢筋处于受压状态，数值较小，应力零点仍出现在基坑底部附近，钢筋应力整体呈现为反“S”形。最后阶段，随着开挖深度的增加，钢筋应力值进一步增加，整体规律较第2阶段无明显变化，应力零点下移至基坑深8m左右。
5.2土压力随时问的变化
在实验中我们可知道，在开始测试阶段，土压力呈现静止土压力特性逐步的增大；在中期，在基坑顶部至基坑底部范围内，土压力都直线增长，但值比未加锚前稍小，而基坑底部以下深度范围内，土压力出现折点；在最后阶段，4.7m处土压力由平滑变化为有明显折点出现，在基坑底部范围内，土压力出现峰值。
分析以上现象出现的原因为：在开始测试阶段时，开挖深度较小，开挖上部土体无侧向位移或位移较小，土体还表现为静止土压力特性。然后在中期，锚杆施加预应力后，对土体的静止土压力起到抵消作用，土压力值略小，但整体变化不大。最后阶段，桩后主动土压力全部发挥，桩前被动土压力也开始发挥作用，两者的合力导致土压力峰值点出现在基坑底部。
5.3桩身弯矩分布及其与理论计算值的对比
在实践中我们发现，实测的土压力与由钢筋应力反算得到的土压力分布比较表明，土压力随着桩深度的增加逐渐增加，至某一深度达到峰值再逐渐减小，直到基坑底部整体呈现一竖向抛物线形分布。这样的非线性分布与桩侧土分层、降雨及施工过程等影响有关。由于桩锚支护结构具有柔性支护结构特征，允许土体发生变形，并同支护土体做整体运动，支护作用损失不大，在基坑开挖过程中，桩土变形协调，导致桩侧土压力分布与经典土压力理论计算值不同。
6.结语
土压力计 篇4
采用压力分散型锚杆, 由于能将集中力分散为若干个较小的力分别作用于长度较小的固定段上, 导致固定段上的黏结应力值大大减小且分布也较均匀, 能最大限度地调用锚杆整个固定范围内的地层强度。
挡土墙上的土压力分布对于挡土墙的设计至关重要。由于压力分散性挡土墙构造特殊, 土压力的影响因素更为复杂, 锚垫板的浇筑、锚索的张拉都会使挡墙土压力重新分布, 从而使得这种结构的土压力分布有很大的不确定性。在悬锚式挡土墙土压力计算中, 王保群[3]等得出墙背填土土压力的大小大于主动土压力, 并且锚定板对于墙背位移起到限制作用;高大锚定板挡墙的土压力计算仍采用库伦主动土压力公式乘以一个增大系数的方法[4,5]。但是目前国内外尚未对压力分散型挡土墙的土压力分布进行深入研究。鉴于此, 采用室内模型试验结合数值模拟分析, 系统地研究了压力分散型挡土墙的土压力分布规律。
1为锚索, 2为锚定板, 3为悬臂挡墙
1 模型试验
1.1 模型设计
压力分散式挡土墙模型主要由锚杆、锚定板、悬臂挡墙和加载设备组成, 根据几何相似原则, 将青临高速第二标段K8+639处压力分散型挡土墙按照1∶3进行相似缩小为模型尺寸。其中, 使用千斤顶对锚杆施加预应力荷载。模型采用15 cm×15 cm×240 cm型钢来模拟现场锚杆。采用30 cm×30 cm×3 cm型钢模拟现场锚定板。为了简化模型, 模型试验仅使用了一个锚定板。砂土用于模拟现场风化碎石。锚定板和锚杆用螺栓锚固。模型示意图如图2所示。
为了防止施加预应力时, 上层土体变形过大, 在挡土墙顶部布设钢板和工字钢作为承压板反压, 如图3所示。
模型试验基于以下假设: (1) 假设模型墙绝对刚性, 不发生任何弯曲变形; (2) 模型墙的自由侧只承受土压力和锚杆拉力; (3) 进行试验的砂土是各向同性[6—8]。
模型安装关键步骤:
(1) 填土压实。
(1) 为了保证压实度, 填土每层厚度控制在30cm左右。
(2) 采用电动冲击夯和人工夯实结合的方法, 因为砂土黏聚力几乎为零, 所以电动冲击夯对每层填土表层夯实效果不佳, 层间填土先用电动冲击夯夯实, 为了避免电动冲击对埋设仪器的扰动, 在距仪器埋设处五十公分内用人工夯实到达指定高度后, 返开挖土层, 安装土压力盒, 土压力盒埋设如图4所示。并读取土压力盒初始频率读数, 将土压力置零。
(2) 返开挖土到模型1.3 m高处, 回填土并安装130 cm处锚杆并用螺栓固定到墙外侧, 锚杆内侧用螺栓固定在锚定板上。
模型安装完成后, 重新读取土压力盒频率读数, 并转换为土压力。
对锚杆水平施加不同等级的预应力荷载 (32.8 k N、55 k N、63 k N) , 测定挡土墙不同高度处的侧向土压力。
1.2 室内试验土压力分布
不同预应力下的挡土墙侧向土压力分布如图5所示。
如图5所示, 压力分散型挡土墙侧向土压力呈非线性分布。挡土墙在锚杆以下某一位置存在一个转点, 在转点以上挡土墙向外倾斜, 在转点以下挡土墙向外倾斜。在锚杆以上位置, 侧向土压力随着深度的增加而增大, 在锚杆位置处达到最大值。在锚杆和转点之间, 侧向土压力随着深度的增加而减少。在转点以下, 侧向土压力又随着深度的增加而增大。
2 数值模型验证
2.1 试验参数
为了进一步验证室内模型试验结果, 并确定转点位置。选用FLAC 3D岩土工程软件对模型试验进行数值模拟。FLAC 3D采用混合离散方法来模拟材料的屈服或塑性流动特性, 这种方法比有限元方法中通常采用的降阶积分更为合理。模型尺寸按照室内模型试验尺寸建立。模型划分为土体和挡土墙两个组。土体采用无黏性土, 本构模型为MohrCoulomb弹塑性模型, 土体长2.4 m, 宽2 m, 高2 m。挡土墙采用Q235钢板, 本构模型为各向同性弹性模型, 墙体后2 cm, 宽2 m, 高2 m[9]。挡土墙和土体之间设置接触面, 允许滑移和分离。数值模型如图6所示。
锚杆及锚定板的作用实质上是对挡土墙提供一个水平向压力, 对锚杆施加预应力也就是增大了水平力。因此可以对数值模型进行简化, 将锚杆及锚定板简化为一个作用于挡土墙上的水平压力。荷载条件设为在挡土墙1.3 m处施加一个水平点力, 力的大小与室内试验锚杆施加的预应力相对应, 分别为32.8 k N、55 k N、63 k N。
约束条件为模型Y方向全约束, 挡土墙底部全约束 (即设定挡墙底部不产生位移) , 砂土底部Z方向约束。砂土远离挡土墙侧的X方向约束。模型力学参数如表1所示。
2.2 数值模拟土压力分布
数值模拟侧向土压力如图7所示。
由图7可知, 数值模拟土压力变化规律与室内模型试验结果相似。数值模拟的转点以上土压力较模型试验小, 转点以下土压力较模型试验大。原因是由于室内试验锚杆即使不加预应力也会对挡土墙产生拉力。而数值模拟由于采用点力施加, 未能模拟无预应力锚杆的工况。
挡土墙位移曲线如图8所示。
由图8可知, 锚杆施加预应力, 墙体会向内倾斜, 且在锚杆位置以上墙体倾斜较其他位置大, 在转点以下位置墙体倾斜量较小, 在预应力较小时, 转点以下位置有向外倾斜的趋势。
根据朗肯土压力理论, 计算土体的静止土压力、被动土压力和主动土压力计算如式 (1) ~式 (7) 所示。
2.2.1 静止土压力计算公式
式 (1) 中, K0为静止土压力系数,
γ为砂土容重取18.64 k N/m3。z为深度。
则静止土压力
2.2.2 主动土压力计算公式
式 (4) 中, φ为内摩擦角, 取38°;γ为砂土容重, 取18.64 k N/m3。
则主动土压力
2.2.3 被动土压力计算公式
式 (6) 中, φ为内摩擦角取38°;γ为砂土容重取18.64 k N/m3。
则被动土压力
将挡土墙X方向进行约束, 即可模拟挡土墙无位移状态下的静止土压力分布。静止土压力如图9所示。
由图9可知, 数值模拟的静止土压力与朗肯静止土压力基本吻合, 说明模型的建立是可靠的。将静止土压力、主动土压力和被动土压力加入图9, 得到图10。
由图10可知, 在锚杆以上位置, 侧向土压力与被动土压力接近, 在转点以下位置, 侧向土压力与主动土压力接近。转点处土压力与静止土压力相近。因此, 确定合适的锚杆设置高度和转点位置是压力分散型挡土墙设计的关键要素。
3 转点与锚杆高度
当锚杆位于1.3 m高度时, 转点约在0.6 m高度处。为了进一步确定转点的位置, 将锚杆高度分别调整至0.8 m高度处、1.0 m高度处、1.4 m高度处、1.5 m高度处进行计算, 转点高度如表2所示。
锚杆设置高度是影响转点位置的重要因素。转点的高度约在锚杆高度的1/2处。选取预应力为63 k N时, 不同锚杆高度下的土压力曲线如图11所示。
由图11可知, 当锚杆高度上移超过墙高的65%高度时, 锚杆以上的土压力明显大于大于静止土压力。建议将锚杆高度设置于墙高的60%左右高度处, 不宜超过墙高的65%。所以压力分散型挡土墙设计的时候可以分为三部分进行设计。在锚杆以上按被动土压力进行设计, 在转点以下为安全起见按静止土压力计算。
4 结语
结合室内试验及数值模拟, 可以得出关于压力分散型挡土墙的如下规律:
(1) 压力分散型挡土墙侧向土压力呈非线性分布。存在两个主要变化点, 锚杆设置高度处和转点高度处 (即锚杆高度的1/2处) 。
(2) 土压力在锚杆位置以上随着深度的增加而增大, 在锚杆和转点之间随着深度的增加而减少。
(3) 压力分散型挡土墙在锚杆施加预应力后墙体向内倾斜, 在预应力较小的情况下, 转点以下存在向外倾斜的趋势, 预应力较大时, 墙体整体内倾。
(4) 锚杆的设置高度不宜大于挡墙高度的65%。
(5) 压力分散型挡土墙土压力在转点以上大于静止土压力, 小于被动土压力。在锚杆处达到最大。在转点以下小于静止土压力, 大于主动土压力。为了设计安全锚杆以上可按被动土压力计算, 在转点以下按静止土压力计算。在锚杆和转点之间土压力按线性递减。
摘要：为了研究压力分散型挡土墙的受力特性, 结合实体工程, 设计了室内模型试验。在不同挡墙高度处埋设了土压力盒监测仪器检测挡土墙受力特性。采用FLAC 3D软件对室内模型进行模拟验证。模型试验及数值模拟结果表明, 侧向土压力增量曲线呈非线性曲线分布。挡土墙在锚杆1/2高度处存在位移和土压力的转点。墙体在转点以上土压力介于静止土压力和被动土压力之间, 在转点以下介于主动土压力和静止土压力之间。锚杆的设置高度是影响土压力分布的重要因素。
关键词：压力分散,室内模型,土压力,数值模拟
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关于有限被动土压力计算的探讨 篇5
1 有限被动土压力公式的推导
计算模型如图1
基本假定:
1) 支护结构墙体墙面垂直;2) 滑动土体视为刚体;3) 滑裂面为平面;4) 土体为均质土, 并符合摩尔-库伦准则。
如图1, 当挡墙发生向坑内土体位移, 并形成滑动土体BCDE。滑动土体上作用力有:
1) 土体自重G, 由图1所示:
2) 滑裂面以下土体的反力R;
3) 墙后有限被动土压力Ep';
4) 滑裂面上土体总粘聚力c总
5) 墙面与土体的总摩擦力c总w
根据极限平衡原理, 建立力的平衡方程
由图2, 取任意滑裂面θ, 由滑块∑Nx=0:
由滑块∑Ny=0得:
由 (3) (4) 式可得:
将 (1) 、 (2) 式代入 (5) 得:
式中c为土体粘聚力, θ为滑裂面与水平方向夹角;φ、δ分别为内摩擦角和外摩擦角, γ为土体重度;β为梯形截面的腰角;cw为土体与墙面的单位粘着力, b为坑内土体上部水平长度;h为坑内土体的高度。其中, c、φ可根据室内土工试验得到, 外摩擦角δ取经验值 (0.67~1.0) φ。因此, 由 (6) 式可见, Ep'是θ的函数, 假定不同的滑动面可以得出一系列相应的土压力, Ep'的最大值即为有限被动土压力值。为求出Ep'的最大值, 可用微分学中求极值的方法, 令dEp'/dθ=0, 从而得到Ep'为极大值时的破坏角θcr, 将θcr值代入 (6) 式得到有限被动土压力值。亦可用简单的excel、origin等办公软件编制程序进行试算, 求出各个假定的滑裂面角度θ时的土压力, 取其中最大值, 即为有限被动土压力。
由式 (6) 可以看出, 当β→0, 且cw=0, δ=0时, 公式 (6) 可写成:
此式与文献所推得的公式一致。因此, 本公式也适用于挡墙前无粘性土, 墙背光滑的半无限土体的假设。
2 实例分析与计算探讨
某基坑的坑内土体h=6m, b=4m, 天然重度γ=18kN/m3, 内摩擦角φ=15°, 粘聚力c=10kPa, β=60°, 取cw=5kN/m3, 并取δ=0.7, φ=0.7×15=10.5°, 土体表面水平。
由本文公式与文献1公式的计算结果对比得到两点:考虑墙背摩擦力, 计算结果大于不考虑摩擦力时的情况, 能充分考虑支护结构与土体摩擦的影响, 更接近实际土压力情况;θ值不变, 被动土压力随着外摩擦角的增大二增大, 并且被动土压力随外摩擦角的增大而成线性增长, 最大增量约为30%。
3 结论
1) 基于极限平衡理论, 考虑土体粘聚力及墙面与土体之间的摩擦力, 建立梯形截面有限土体被动土压力的计算公式是可行的。
2) 被动土压力随外摩擦角的增大而成线性增长, 最大增量约为30%。
摘要：运用力的平衡方程, 考虑墙与土体接触面上的粘聚力及土体粘聚力, 假设土体为刚体, 滑裂面为直线且与水平方向成某个角度的条件下, 得到墙前有限被动土压力的计算公式, 通过origin软件试算得到滑裂角, 从而确定有限被动土压力。
关键词：平衡方程,有限被动土压力,粘聚力,挡墙
参考文献
基坑挡墙土压力模型参数的探讨 篇6
1 土压力计算模型
充分考虑围护结构所受土压力与位移的非线性关系,文中提出如下土压力计算模型[1],位移与土压力关系曲线见图1。
墙前被动土压力:
墙后主动土压力:
2 模型参数的讨论
由式(2)得:
其中,a是一个变化的量,是时间t,压力p,深度h,位移δ的函数,记作a(t,p,h,δ),a的值随着时间t,压力p,深度h,位移δ的变化而变化,现分别对时间t,压力p,位移δ求偏导。
3 算例分析
三个深度的点分别为A,B,C,压力与位移见表1,其中,HA>HB>HC,分别代入A,B,C三点的数得三组数据,计算出a值,得出图形和结论(见图2～图4)。
4 结论
1)各测点达到极小值即主动状态所需位移量不尽相同,它随深度的增加而增加。
2)图2证明了随着位移的增加,各点的水平土压力急剧下降,降速率逐渐减小,趋近于零,位移再继续增加,土压力稳定在某一水平,不再增减。
3)图3证明了a对pa是减函数,随着pa的减少而增加移动同样大小的位移,深度大的点比深度小的点的土压力大。
4)随着位移的增长a值也在增长。a的值与深度有一定关系,深度越大,a的值总体是远离原点。
5)不同深度,深度越大达到的主动土压力时的位移越大。
参考文献
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[2]岳祖润.压实粘性填土挡土墙土压力离心模型试验[J].岩土工程学报,1992,114(6):90-96.
太沙基松动土压力系数的研究 篇7
太沙基提出的松动土压力表达式[1] (如式 (1) 所示) 较好地反映了土拱效应的应力转移现象, 被广泛地应用于计算隧道盾构衬砌竖向土压力[2]及路堤桩设计[3]中。
但在式 (1) 中, 侧向压力系数Kh的取值没有一个确定的计算方法。本文基于前人关于土拱效应理论研究和试验实测数据的分析, 在数值分析的基础上, 提出了土拱是沿大主应力形成的观点, 并通过Mohr-Coulomb极限平衡应力圆分析, 推导了太沙基松动土压力公式中侧压力系数Kh的一般表达式。
1 公式中侧向土压力系数和土拱效应
由于隧道开挖等引起的围岩应力释放, 使得变形土体与周围稳定土体之间产生一定的相对位移, 变形土体通过抗剪能力的发挥, 把部分压力传递给了周围稳定土体, 土体内产生了土拱效应。太沙基从土拱应力传递的角度出发, 提出以松散介质平衡理论为基础的计算方法, 并根据Trapdoor试验结果建议侧向压力系数为1.0。随着近些年隧道工程的发展, 关于土拱效应的试验研究也越来越受到重视, 国内外有关Trapdoor的砂土模型试验实测结果发现, Trapdoor达到稳定应力比时, 上方土体中心线上的侧向压力系数最大值大于1[4,5]。说明在土拱效应发生前后, Trapdoor上方土体的静止土压力应力状态发生了变化, 产生了主应力轴旋转现象。如图1所示, 数值模拟也得到类似结论[6]。开挖面失稳过程中盾构顶部上方土体出现主应力轴旋转现象, 表明盾构顶部以上土拱区域内最大主应力σ1形成的拱形曲线近似为一条向上拱起的圆弧线。
2 修正的侧压力系数
2.1 计算假定
本文鉴于前人关于土拱效应理论研究和试验实测数据的分析[4,5,6,7,8,9], 对太沙基松动土压力公式中的侧向土压力系数进行修正。取图2计算模型, 假定:
1) 假定土体为无粘性土, 两条破坏面竖直贯通。
2) 破坏区土体均满足Mohr-Coulomb极限平衡状态, 整个水平土条单元中主应力恒定。
3) 破坏区域内最大主应力σ1轨迹线形成的拱形曲线为一条向上拱起的圆弧线。
2.2 土层单元模型中应力分布
根据以上假定, 可以得到土层单元中任意一点的水平应力和垂直应力分别为:
式中:σ1, σ3———土层单元大、小主应力;
θ———该点大主应力与水平方向的夹角。
该点的侧压力系数为:
式中:Ka———主动土压力系数;
ф———土体内摩擦角。
太沙基松动土压力式 (如式 (1) 所示) 中采用的是土层单元的平均竖向应力。所以, 此处将σv沿土层单元宽度方向积分, 得到破坏区域宽度范围内平均竖向土压力
且注意到破坏面A点θ=θ0, C点θ=-θ0, 中心B点θ=0, 则有:
土层单元中任一点的竖向土压力σv与土层单元平均竖向土压力比值, 即竖向应力分布系数m为:
图3给出了不同内摩擦角下沿土层单元各点竖向应力、水平向应力、侧压力系数及m值的分布规律。从图3可以看出, 土层单元中间的竖向应力最小, 水平向应力和侧压力系数最大;破坏面处的竖向应力最大, 水平向应力和侧压力系数最小。同时, 由图3莫尔应力圆和式 (4) 可以得出, 对称轴上 (如B点) , θ=0, , 即朗金被动土压力系数;破坏面处 (如A, C点) , , 即Krynine给出的公式。
2.3 修正太沙基松动侧压力系数
考虑土拱效应后太沙基松动土压力分析模型如图4所示。图中给出土层单元竖向应力分布, 破坏面处竖向土压力大于土层单元中间竖向土压力。
土层单元竖向受力平衡方程为:
式中:B———土条宽度;
γ———土的容重;
τ———破坏面处的摩擦力。
根据Mohr-Coulomb破坏准则, τ可以表示为:
其中, KA, σhA, σvA, mA分别为土层单元破坏面处 (A点) 的侧压力系数、水平应力、竖向应力、竖向应力分布系数。
根据式 (10) , 得到太沙基土拱公式侧压力系数为:
将式 (3) , 式 (7) 代入得:
其中, θ0=45°+ф/2。
图5给出等效侧压力系数Kh与内摩擦角的关系。可以看出本文方法计算得到的等效侧压力系数Kh接近1.0, 与太沙基建议值和工程经验取值接近。
3 结语
本文在前人对Trapdoor模型试验和数值模拟研究的基础上, 提出大主应力拱假设, 推导了松散介质考虑土拱效应的侧压力系数, 得到以下结论和建议:
1) 发生土拱效应的土体, 主应力轴旋转, 大主应力轨迹线形成拱型曲线。
2) 考虑土拱效应的侧压力系数接近1.0, 为工程经验值提供理论依据。
3) 本文公式可用于松散介质中土拱效应的分析和评价, 对于粘性土还需开展进一步研究。
摘要：从土拱的角度对太沙基松动土压力公式中的侧压力系数进行了研究, 提出了土拱是沿大主应力形成的观点, 并通过MohrCoulomb极限平衡应力圆分析, 推导了太沙基松动土压力公式中侧压力系数K的一般表达式, 其可用于地基局部沉降、盾构隧道工程的土压力分析。
关键词：松动土压力,侧压力系数,土拱效应
参考文献
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路基静态土压力与温度的关系研究 篇8
1 监测传感器及其工作原理
1.1 土压力盒
YT-ZX-0301型号的土压力盒是一种测量土压力的振弦式传感器,主要测量软土和回填土中埋设点的土体压力变化,也可测量土体对挡土墙、抗滑桩等表面的接触压力,主要应用于路基、基坑、挡土墙、大坝、隧道矿井等领域。该压力盒的量程为6 MPa,直径12cm,厚度8cm,分辨率0.000 1~0.001 MPa,使用环境温度为-20℃~+80℃,根据张力弦原理制造。使用频率作为输出信号,抗干扰能力强,远距离输送数据产生的误差小;内置温度传感器,对外界温度影响产生的变化进行温度修正;每个传感器内部都有计算芯片,自动对测量数据进行换算,直接输出物理量,减少人工换算失误和误差。全部元器件都进行严格的高低温应力消除测试,增强弦的稳定性和可靠性。另有三防处理,保证在恶劣环境中具有较高的适应性。
1.2 土壤温湿度计
YT-DY-0102型土壤温湿度计通过测量土壤的介电常数,能直接稳定地反映各种土壤的真实水分含量。标定方法采用比较法,测量与土壤本身机理无关的土壤水分体积百分比,土壤温湿度计是将土壤含水量测量与温度测量结合为一体的仪器,可人工读数也可直接挂接系统进行数据自动采集。该土壤温湿度计的量程为0~100%,分辨率为0.01%,其安装采用路基、边坡、待测土壤成型后再钻孔埋入的预埋方式,主要应用于滑坡、路基、农业、基坑、库区、实验室等领域。
2 监测方案设计
分别在长春-双辽高速公路的K37km处与K42km处的行车道划定位置,挖掘1.0 m宽、4.0m深的探井,在路堤坡脚挖掘1.5 m深的小基坑,探井与基坑之间开挖出布线槽。为保证各个土压力盒之间不相互影响,根据理论要求,土压力盒之间的间距需大于6倍土压力盒直径。在K37km处,路堤表面以下1.1m、1.6m、2.4m和3.0m深的位置,分别埋设YT-ZX-0301型双膜土压力盒与YT-DY-0102型土壤温湿度计(见图1)。在K42km处,路堤表面以下0.3m、0.9m、1.7m和2.3m深的位置,分别埋设振弦式YT-ZX-0301型双膜土压力盒与YT-DY-0102型土壤温湿度计(见图2)。
3 监测数据处理与分析
长春-双辽高速公路K37km处路基静态土压力与温度监测结果如表1、图3所示。由图1与表1可知,TY-1号土压力盒的埋置深度为1.1m,当温度由23.1℃降至21.5℃,土压力增长6.47kPa,相对增长率为51.76%;当温度由21.5℃降至16.1℃,土压力减小7.15 kPa,相对减小率为37.69%。TY-2号土压力盒埋置深度为1.6m,当温度由20.9℃降至20.1℃,土压力增长3.64kPa,相对增长率为22.97%;当温度由20.1℃降至16.8℃,土压力减小2.26 kPa,相对减小率为11.60%。TY-3号土压力盒埋置深度为2.4 m,当温度由18.4℃降至17.9℃,土压力增长1.36kPa,相对增长率为15.95%;当温度由17.9℃降至17.6℃,土压力减小1.11 kPa,相对减小率为6.09%。当温度由17.6℃降至16.5℃,土压力值出现不同程度的上下波动。TY-4号土压力盒埋设深度为3.0m,当温度由15.7℃降至15.5℃,土压力增长2.51kPa,相对增长率为23.77%;当温度由15.5℃降至15℃,土压力减小2.50kPa,相对减小率为13.17%。
注:数据采集时间(均为下午13:00采集)
从表1与图3可以看出,距离路基顶面较近埋设位置的土压力变化比埋设位置较深的土压力变化明显,埋设位置越靠上,变化幅度越大。换填山皮石附近温度与土压力波动较大,原地基土附近波动较小。图3(c)与图3(d)深度较深,压力值随温度变化无明显规律,图3(d)中温度回升,图形向原点方向折回,出现三角重合部分。
长春-双辽高速公路K42km处路基静态土压力与温度监测结果,如表2和图4所示。由图2和表2可知,TY-5号土压力盒埋置深度为0.3m,当温度由23.6℃降至14.8℃,土压力值均为-143.9kPa。TY-6号土压力盒埋置深度为0.9m,当温度由23.1℃降至20.5℃,土压力增长1.86kPa,相对增长率25.91%;当温度由20.5℃降至16.5℃,土压力减小1.15kPa,相对减小率为12.72%。TY-7号土压力盒的埋置深度为1.7 m,当温度由21.7℃降至20.5℃时,土压力增长1.09kPa,相对增长率为4.40%;当温度由20.5℃降至17.7℃,土压力减小至5.24kPa,相对减小率为20.28%。TY-8号土压力盒的埋设深度为2.3m,当温度由18.9℃降至17.8℃时,土压力增长为0.93kPa,相对增长率为6.99%;当温度由17.8℃降至16.8℃,土压力减小0.54kPa,相对减小率为3.79%。
由表2与图4可知,图4(a)土压力盒接收器损坏,未能获取正常监测数据。从图4(b)~图4(d)可以看出,石灰处治土路基不同深度的静态土压力随温度降低呈现出先增大后减小趋势。埋设深度越深,静态土压力随温度的变化幅度值越小。
注:数据采集时间(均为下午13:00采集)
4 结论
本研究分别对长春-双辽高速公路的换填山皮石与石灰处治土路基断面的静态土压力与温度监测结果进行分析,得出如下结论:
1)YT-ZX-0301型双膜土压力盒与YT-DY-0102型土壤温湿度计可以很好地获取不同时段的静态土压力与温度监测值;
2)换填山皮石路基静态土压力随着温度的降低,先升高后降低,位于深部土层时,规律性不明显;
3)石灰处治土路基断面静态土压力随温度的降低,先升高后降低,埋深越深,变化幅度值越小;
4)通过对换填山皮石与石灰处治土路基断面的监测结果对比分析,得出前者的静态土压力受温度影响比后者大的结论。
摘要：对长春-双辽高速公路K37km处换填山皮石断面与K42km处石灰土处置断面的土压力与温度监测结果进行分析,利用OriginPro8.0软件分析路基不同埋置深度处静态土压力随温度的变化规律。研究结果表明:随着温度的降低,路基静态土压力呈现先增后减的趋势,在K37km处静态土压力随温度的平均变化率为1.64;而K42km处静态土压力随温度的平均变化率为0.60。对比两处断面的监测结果可知,在静态土压力方面,换填山皮石断面比石灰处置土断面对温度的敏感性更高。
关键词：道路工程,路基,静态土压力,温度
参考文献
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浅谈坡地建筑土压力对建筑的影响 篇9
1 工程概况
该工程位于广西德保县,为德保华和苑4号楼。地上6+1层,地下1层,其中地下1层仅一侧有土体约束,不能算作地下室。建筑平面为47.0m×10.7m的矩形,层高除地下1层为4.2m外,其余层高均为3.0m。小区内部标高为0.000,小区外面的道路标高为-4.500,所以地下1层是向外开放的商铺,从地上1层开始为住宅,住宅入户需从小区内部进入,如图1所示。
场地地质条件:(1)层杂填土,层底标高-1.800,内摩擦角Ψ=10°,承载力特征值fak=60kPa,重度γ=17kN/m3;(2)层黏土层,层底标高-16.000,黏聚力标准值CK=30kPa,内摩擦角Ψ=5°,承载力特征值fak=180kPa,重度γ=18.6kN/m3;(3)层石灰岩,层底标高-21.000(本层未钻透),承载力特征值fak=2500kPa,重度γ=24kN/m3;场地未见地下水。
2 土压力对建筑的影响
土压力对建筑有一个水平方向的推力,当建筑周边此推力比较均匀时,可以仅计算挡土墙的配筋、裂缝设计;当建筑周边此推力不均匀时,不仅要计算挡土墙的配筋、裂缝设计,还要考虑土压力对整个建筑的影响。下面就分步分析土压力不均匀时对建筑的影响。
2.1 土压力计算
根据《建筑地基基础设计规范》(GB 50007—2002)第6.6.3条,计算支挡结构可采用主动土压力。该工程满足朗肯土压力理论的三个基本假定:(1)挡土墙背竖直;(2)墙后填土表面水平;(3)挡土墙背光滑,即不考虑墙与土之间的摩擦力。因此,按照朗肯土压力理论来计算朗肯主动土压力,计算简图见图2。
朗肯主动土压力系数Ka=tan(45°-ψ/2),则Ka1=tan2(45°-10/2)=0.70;Ka2=tan2(45°-5/2)=0.84。则有
2.2 计算挡土墙内力(弯矩、剪力)
由于挡土墙厚度为400mm,而挡土墙顶的楼板才100mm厚,楼板不足以作为挡土墙的固定支座,所以我们将挡土墙简化为上端铰接、下端固接的构件,再输入第二步中计算的土压力作为荷载,利用结构力学求解器计算挡土墙的内力,其几何尺寸简图、弯矩图、剪力图如图3所示。
通过计算结果,我们得出延挡土墙长度方向每延米长度上的内力为:顶端的剪力约为45kN;底端的剪力约为150kN,弯矩约为125kN·m;跨中最大弯矩约为60kN·m。
2.3 计算土压力对整体结构的影响
上述第三步已经计算出挡土墙顶端剪力为45kN,则将此水平均布线荷载输入到上部结构模型中挡土墙(此挡土墙按照剪力墙输入模型)顶端的梁上。再通过PMCAD导荷,SATWE计算,即可考虑此荷载对上部结构的影响。
经查阅PKPM系列软件的相关资料得知,在梁上可以输入这样的水平线荷载,程序计算时会考虑这种线荷载的导荷,但是计算此梁时不会考虑此荷载作用下的侧向受弯(即此荷载不参与该梁的截面设计)。
经过计算对比,发现加入此水平荷载后,底层柱配筋均加大较多,有些都出现超筋情况,最后通过加大截面才能满足要求。所以得出结论,这个土压力对于整体结构的影响是不可忽略的,若是工程师在进行设计的时候还像设计一般地下室一样,只是考虑挡土墙自身的安全,那将有可能出现不可预见的事故。
2.4 挡土墙基础设计
通过第三步,我们计算出了挡土墙底端的弯矩M及其剪力V,通过第四步计算出了挡土墙底端的轴力N。则可以根据地质资料按照规范来计算挡土墙的基础。
条形基础埋深d=1.5m,修正后地基承载力约为fa=200kPa,则根据规范有P=N/B+γGd≤fa=>B≥N/(fa-γGd)。根据力的简化得知,当基础中心离墙的中心距离e满足(1)式时,基底压力为均匀分布:
则挡土墙的基础在室外部分的宽度为B/2-e,在室内部分的长度为B/2+e。
2.5 挡土墙自身配筋计算
挡土墙自身配筋计算通长按照1.0m宽的板带,取两个计算截面(一是挡土墙底端截面,二是挡土墙跨中弯矩最大截面)来计算配筋。这两个截面的弯矩、剪力在第三步中已经求出,轴力可以取第四步中的JCCAD荷载,然后按照压弯构件计算配筋、裂缝。
工程中为了简化计算,通常根据最大弯矩来按照受弯构件计算配筋及裂缝,跨中可以取支座配筋的一半。
2.6 验算挡土墙基础和建筑整体的滑移
验算挡土墙基础滑移的时候,滑移力为V1=150kN/m;验算整体结构的滑移时,滑移力V2=150+45=195kN/m。具体计算可参照规范进行。
当验算挡土墙基础滑移时,需要满足(2)式:
当验算整体结构的滑移时,需要满足(3)式:
式中,μ—土对基底的摩擦系数;
Kn—抗滑移安全系数;
P,Pi—条形基础基底压力,第i个独立基础的基底压力;
Ai—第i个独立基础的底面积,i=1,2,3,…,n;
L—条形基础长度。
3 结语
对于一般的建筑,地下室四周都有土体约束,则整体计算可以不用考虑,只需要进行局部计算,即挡土墙自身计算。
对于特殊的建筑,地下室周边土体不均匀(比如一侧有土体约束,而另一侧没有土体约束),此时不仅要局部计算,还要整体计算。既要进行挡土墙自身计算,还要进行整体结构计算,使得整体结构能够抵抗土压力的作用。
地下室挡土墙计算分为整体计算和局部计算,当工程师在进行设计时,需要按照工程的特点,选择合理的计算条件,来充分考虑土体对建筑的影响。
摘要：通过工程实例,分析坡地建筑地下室的土压力,针对建筑结构地下室周边土压力不均匀的情况提出一些初步的计算方法和思路。
关键词：坡地建筑,土压力,挡土墙
参考文献
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