非粘性土（通用7篇）
非粘性土 篇1
1 概述
相对密度控制是非粘性土填筑控制重要指标。是非粘性土处于最松状态的孔隙比与天然孔隙比之差和最松状态与最紧状态孔隙比之差的比值。测定出非粘性土的最大和最小孔隙比, 即可计算出相对密度, 用来判断非粘性土的密实度。在施工现场测定非粘性土相对密度, 从而有效地实现实工阶段的全面质量管理。
我们在二十四户水库施工过程中, 过渡、坝壳、反滤料的填筑, 测定相对密度是一项必不可少的重要检测指标。非粘性粗粒土所处的密实状态, 可用它的天然孔隙比e与最大、最小关系比的相对关系 (即相对密度) 指标来表示:
式中:Dr相对密度
rmaxrminrd______分别为最大、最小、天然干容重
emaxemine______分别为最大、最小、天然孔隙比
相对密对试验就是测定出rmax、rmin后, 借助于 (2) 式计算出所要求出的相对密度下不同粗粒含量之间相应填筑密度或实测的相对密度指标。
2 土样制备
2.1 试样的制备
试样的制备主要是为各项试验提供具有同一级配或要求级配的试样, 以保证试验成果的可靠性, 当我们采用料场天然级配时, 首先在料场布点, 挖探坑, 从探坑中取回试样, 酌情按一定的粒径范围进行颗粒分析, 根据整个料场所采取的多组级配, 在同一粒径下可得到最低、最高和平均的三个小于该孔径的百分数, 汇合成整个料场的三条控制级配曲线 (即粗包级配、细包级配、平均级配) 在以后的施工中, 就用三条级配曲线所做的相对密度, 就具备了很大的真实性和代表性。
2.2 超径颗粒的处理
由于影响相对密度试验成果的因素很多, 如:颗粒形状、大小、不均匀系数、粗粒含量、仪器尺寸和试验方法等, 目前处理超径颗粒方法大体有三种:1) 简单剔除法;2) 相似级配法;3) 等重量代替法, 在“635”料场由于超径量较大, 主要采用等量代替法, 这种方法是以仪器允许的粗粒部分等重量替换超径颗粒而保持粗、细含量不变, 这样即保持了料骨料的骨架作用, 又能保持粗料级配的连续性, 将超粒径颗粒等重量分配到大于5mm粗粒组各级配中。
3 相对密度试验
3.1 振动时间及附重的确定
试样筒参照土工规程
振动时及附重的确定, 根据试验资料, 分析为:当时间为8分钟、12分钟、16分钟时, 不同的附重在这三个时间内的干容重变化不大, 特别是在12-16分钟这个时间内, 在Ps (砾石含量) ≈20%时, 附重为95kg, 它的干容重反而减小, 因此我们选用振时为12分钟, 考虑到砾石含量的增加对附重不同干容重变化较大, 选用附重为95kg。
3.2 配样中砾石含量最大粒径的确定
将料场颗粒分析后所得级配中超粒径含量按等重量代替法分配到80-5、60-5、40-5、20-5、10-5m m时, 得到了一个新的原级配, 再将这个新的级配按砾石含量的多少分配到各粒径区间, 根据各粒径区间的百分含量乘以新配的试样重90kg, 即这个区间粒径所需的配样重量。
3.3 试验操作步骤
各粒径区间含量按一定的总样重90kg配出后, 将其充分拌合均匀, 用人工灌注法进行装样, 装样时, 要避免振动及试样滚样, 并要求粗料分布均匀;落距一般为2.5-3cm;要尽量使装好后的试样表面平整, 如试样筒试样装填不满, 可采用尺子测量或灌砂, 测定出剩余体积, 这样就可得到它的最小干容重, 将装好的试样容积桶抬到振动台上, 根据确定好的附重及振动时间进行振动。最后同样可用尺子测量或灌砂, 测定它密实后的体积, 求得它的最大干容重。
4 成果整理
相对密度与干容重、砾石含量的三因关系:
目的是在以后的施工中, 当检验某一坝段的相对密度时可直接根据所做三因关系查验出来, 以下是二十四户水库工地的一组资料, 当 (1) 式中max=80mm时, 由试验所得相对密度、砾石含量和干容重的关系, 当粗粒料越紧密, 随着砾石含量的增加, 干容重也越大, 当砾石含量达到一定程度时, 干容重和相对密度都逐渐减小。
参考文献
[1]范孟华, 邹正伟.改进砂的相对密度试验方法的建议[J].路基工程, 2007.
[2]范孟华, 孔德志.砂相对密度试验方法的改进[J].岩矿测试, 2007.
粘性土的卸荷应力路径试验研究 篇2
关键词：卸荷应力路径试验,微型土压力盒,模型试验,三轴试验
0 引言
土在不同应力路径条件下,其强度和变形特性有很大的差异。有别于加荷工程,基坑和隧道开挖对底部土体来说属于轴向和侧向均卸荷的过程。一些学者采用固结仪和直剪仪对卸荷路径下的土体强度和变形特性进行了研究[1,2];部分学者采用普通三轴仪和应力路径三轴仪进行了卸荷应力路径试验,其中大多是采用轴向荷载不变而侧向卸荷来模拟基坑开挖时周边土体的应力路径[3~6];还有部分学者利用改造的三轴仪和GDS三轴仪,模拟过开挖卸荷过程中底部土体轴向和侧向均卸荷的应力路径[7~12]。但这些研究只是在试验时设定了不同的卸荷应力路径,没有确定基坑开挖时实际的卸荷应力路径,也无法确定采用何种应力路径下的试验参数用于实际工程。
本文在室内采用模型试验,通过微型土压力盒测定粘性土在加卸荷过程中的应力路径,再通过三轴应力路径试验按照实际测定的路径进行卸荷试验,从而得到符合工程实际的卸荷应力应变参数,为开挖卸荷类工程设计提供参考依据。
1 模型试验
1.1 模型设备
模型装置采用高23cm、内径为15cm、壁厚为1cm的圆柱形铁筒,略低于筒口放置直径为14.5cm、厚度为1cm的圆形承压板。用20个质量5.1kg的砝码手工加载。模型如图1所示。
土压力盒采用江苏海岩公司生产的微型土压力盒(量程0.05MPa,直径2.7cm,厚度0.9cm)。通过江苏东华公司静态应变采集系统采集数据。
1.2 试样制备
从实验室取一部分粘性土进行含水率和液塑限的测定,测得其含水率为2.92%,液限为28.5%,塑限为17.3%,其塑性指数为11.2,因此所用的土样为粉质粘土。从实验室分次取土,每次称取粉质粘土12879g,用1800ml的水将其配置成塑限含水率,放置24h后再进行试验。
1.3 试验过程
将土样分层加到铁筒中并逐层压实,保证介质的密度一致,取两个微型土压力盒,进行两组试验。第一组:将两个土压力盒水平放置,间距为其半径的3倍,受力面与加载方向垂直,距装置顶面1.5cm;第二组:将两个压力盒竖直放置,距装置顶面1.5cm。每组试验分别进行10~15次加载和卸载的试验,每次加载间隔10~15min,直到数据稳定为止。为了防止下层土的压力回弹影响加载和卸载的数据,每完成一次中间间隔40min。
1.4 土压力盒的标定
微型土压力盒出厂标定结果为:y=Ax+B,其中y为应力(k Pa),x为微应变(με)。对于编号005205和005200的两个土压力盒,其A值分别为0.04916,0.04399,B值分别为-0.51314,-0.17154。但是由于土压力盒出厂标定介质与实际不符,所以需要对土压力盒在试验土样中重新进行标定。
通过第一组加荷试验,得到微型土压力盒在粉质粘土中的应力和微应变的关系曲线,如图2所示。从图2中可以看出,在加荷过程中,微型土压力盒的应力和微应变具有较好的线性关系,说明其具有良好的加载特性。编号为005205和005200的微型土压力盒的A值分别为0.0619和0.0470,B值分别为-1.2225和-1.3662。由此可见,在不同的介质中,微型土压力盒受力方式不同,其标定参数不同。
1.5 测定加荷和卸荷侧向土压力系数
(1)测定加荷侧向土压力系数K0
将第二组试验加荷过程测得的微应变值带入土压力盒的修正公式,得到各级垂直荷载下的侧向压力,将加荷过程各级垂直压力和侧向压力关系绘制成图3,进行线性拟合,得到测试土样的加荷侧向土压力系数的平均值为0.38。
从图中可以看出,在加荷过程中,土压力系数不是稳定不变的,而是随着加荷量不断变化的,最终稳定于某一值。
(2)测定卸荷侧压力系数
将第二组试验卸荷过程测得的微应变值带入土压力盒的修正公式,得到卸荷后各级垂直荷载下的侧向压力,将卸荷过程各级垂直卸荷量和侧向卸荷量关系绘制于图4中。
从图4可以看出,与加荷过程不同的是,轴向卸荷量和侧向卸荷量不成线性关系。在卸荷开始时,侧向土压力减少较慢,当垂直压力减小到一定值以后,侧向土压力才会出现快速减小,直到垂直卸荷完毕后,侧向土压力稳定为某一值。垂直压力卸荷到0后,编号为005200和005205的土压力盒测得的残余侧向压力分别为0.725和0.429,此时,轴向卸荷压力和侧向卸荷压力比分别为2.9和2.8,因此本次试验土样的轴向和侧向卸荷比可取3∶1。
2 三轴应力路径试验
2.1 WF应力路径三轴仪简介
图5所示WF应力路径三轴仪由英国WF公司生产,主要由RTC控制系统、自动数据采集仪、压力控制器、体变器和加载架等组成,其试验过程采用标准模块式设定,可以根据需要选择不同模块进行不同应力路径的三轴试验。该仪器还配备拉伸试验装置,可以进行三轴轴向卸荷试验,该装置阻止围压垂直作用在试样顶部的试样帽上,使轴向应力可以减小到低于围压甚至到零。
2.2 试验方案
取三个模型试验内的土样,进行K0固结试验和卸荷试验,模拟加荷和卸荷过程。
采用等径试样帽,可以分别独立地控制轴压和围压。选用斜率方式进行控制,通过设定围压和轴压不同的目标值和试验时间进行加荷、卸荷试验。
首先取K0=0.38在三轴仪上进行K0固结,将轴向荷载和侧向荷载分别加荷到100k Pa和40k Pa,待试样完成K0固结后,进行轴压和围压卸荷比为3∶1的卸荷试验。
2.3 试验成果分析
2.3.1 K0固结曲线
图6是3个试样的K0固结试验曲线,可以发现曲线具有相同的特征,说明WF三轴仪具有良好的稳定性。在固结开始阶段成线性增加,随后略有下弯,然后再逐渐上翘,说明K0是随荷载的增加而不断变化的,这与模型试验测试土样K0值过程相似。
2.3.2 卸荷应力—应变曲线
图7是卸荷偏应力—应变关系曲线,纵坐标为轴向卸荷量减去侧向卸荷量,横坐标表示轴向伸长应变。
从图7中可以看出,卸荷应力应变曲线符合应变硬化趋势,在小应变的情况下,应力应变关系即表现为明显的非线性,符合土体变形特征。在卸荷初期,应变增长缓慢,几乎不变,当两向卸荷量之差达到15k Pa、约为总卸荷量20%时,应变开始明显增长,这与模型试验时侧向压力随垂直卸荷量减小的规律相似,也与文献2中的结果一致。当应变超过0.5%后,应变增长迅速,土样开始出现伸长破坏。
2.3.3 应力—应变的双曲线拟合
Kondner(1963)提出可以用以下双曲线函数来表达粘性土固结不排水三轴试验的应力—应变关系:
式(1)可改写为线性关系式:
式中:a、b分别为所拟合直线的截距和斜率。
从(1)式可知,初始切线斜率为1/a,定义初始切线卸荷模量Eui=1/a。
考虑到轴向卸荷土样的(σ1-σ3)值可能跨越零点,从而不满足式(2)成线性的要求,将式(2)改为:
式中:σ1c、σ3c分别为固结状态下的轴压和围压。
针对3个试样的试验结果,根据推导的轴向卸荷双曲线函数公式(3)绘制的曲线如图8所示。从图8看到,卸荷应力路径条件下所有的曲线都呈良好的线性关系,这证明式(3)能够很好地接近试验结果,表明在卸荷条件下土样的应力—应变关系也能由双曲线函数表达。
通过对图8的线性拟合,可以得到试验土样的初始切线卸荷模量值,列于表1。
3 结论
通过室内模型试验,对微型土压力盒在试验土样中的应力应变关系进行了校正,得到了加卸荷过程中土样的侧压力系数,据此对试验土样进行三轴应力路径试验,并对其应力应变曲线进行线性拟合,得到如下结论。
(1)通过模型试验,得到两只微型土压力盒在粉质粘土中的应力应变校正公式分别为y=0.047x-1.3662和y=0.0619x-1.2225(y为应力;x为微应变)。
(2)通过模型试验得到测试土样的加荷侧压力系数为0.38,卸荷侧压力系数为0.33。
(3)卸荷应力应变曲线存在临界卸荷值,卸荷差超出15k Pa时,应变才有显著增长。应变超出0.5%后,伸长应变增长迅速,土样开始伸长破坏。
非粘性土 篇3
关键词：高含水率粘性土,空气率,控制,压实
1 对高含水率粘性土力学性质分析
一般说来，土是由固相(土壤颗粒)、液相(土壤中所含的各种水分)及气相(土壤空隙中的空气及其他气体)三者结合而构成。在最佳含水率的情况下，一般土壤通过碾压可排除气相中的大部分气体，从而使土壤颗粒之间重新排列，减小孔隙，增加土壤的密实度，提高强度。
对饱和含水率的粘性土，当其受到外力作用时，一部分压力由土的骨架来承担，另一部分压力由水来承担。骨架承担的压力称有效压力，它使土颗粒靠拢，空隙减小，而使土体产生降沉，如一般土的压实。水所承担的压力为孔隙水压(超静水压)，会使水压力增加，但不能使土粒骨架受力变形。随着时间的延续，孔隙水压促使水分不断外流，孔隙水压降低，有效压力不断增长，直到最后外部压力全部变为有效压力，土体的沉降即告完成。孔隙水在一定时间内受外力作用而渗透外流，土体积逐渐压缩而紧密，这就是土的固结过程。
2 控制压实的原因
由于粘性土的特性不同于其他类土，它受水的影响很大。在含水量很低的条件下，采用高夯实功能可得到较高的干容重，但这种土在饱水后，再遇大量水分就会膨胀崩解而使强度下降。当土饱和之时，不可能通过碾压而使水从土壤中消逝。在这种情况下，若对饱和的软粘性土加强压实功，只能使软粘土更加发软，并最终形成液化现象。所谓过碾现象就是这样形成的。当形成这种状况时，其本身强度反比原始强度为低。因此，在施工中，必须对高含水量粘性土的压实进行控制。
3 控制压实的方法
通过碾压的方法把粘性土压实，其目的是使土的力学性能得到改善。但是，如果碾压不当，就会得到相反的结果。因此，对含水率过大的粘性土，施工前应对土的性质进行检测分析，并通过现场所使用的碾压设备进行试验和观察，从中找出压密的最适当的碾压方法，作为现场施工控制的方法，以免造成过碾现象。
根据现场土样检测数据，计算出土壤能达到的最大压实度，并用空气率含量指标对软土或高含水率的粘性土进行碾压功能的控制。通过碾压，可使土壤所含空气率有所降低。一般情况下，土中含空气率在2%以下时，就不可能依靠碾压功能将高含水率的粘性土压密。如果加大碾功，最终只能是过碾，从而使土壤的力学性质恶化。因此，按照高含水率粘性土本身的性质和实际情况，确定其可能得到的最佳干容重，以空气率大小作为施工控制指标是比较现实的。空气率应该通过现场试验确定。
现场土壤的空气率可按下面计算公式求得：
式中na———空气率;
rw———水的密度;
ds———粘土的比重;
rd———天然粘性土密度(或经碾压后粘性土的密度);
w%———天然粘性土的含水率(或经碾压后粘土含水率)。
再按要求的空气率，推算其可能达到的干容重，并在现场验证的情况下，进一步调整规定的空气率，以便在实际施工中予以控制。表1为用空气率控制压实功能汇总表，是以现场土样的检测数据资料为依据，并通过大量现场试验验证情况下总结出来的。
表1表明，当空气率<2%时，高含水率粘性土是难以压实的。这时，可在表层进行换填处理，以提高土基的强度。填筑材料宜使用水稳性良好的土壤。换填时，应采用由近及远方式，使运载汽车的车轮不与换填的土接触，以保持原状土不被扰动。采用推土机进行初平。在初平的基础上，用平地机整平碾压。第一层的回填材料一般以40cm厚为宜。先用轻型推土机在第一层上进行平整(其接地压力一般不大于0.049MPa) 。之后，用中型平地机整平，可按轻、中、重型的碾压形式安排碾压设备。每15～20cm分一层进行碾压。当填筑层厚度达到60cm时，可采用强力震动设备进行碾压，反复碾压3～5遍，达到要求压实度。
4 施工实例与控制效果
2000年8月，内蒙古通辽市304国道舍一霍公路的路基路面改建工程。该工程施工项目属于通辽市水毁工程项目，地区地下水位高、土质差(多为粘性土)，毛细水发育，在春季施工工期内冻融翻浆严重，沿线取土坑及取土场所取土均为含水量在20%以上的中液限粘性土。按照招标合同文件规定，填方路基强度的E0值不小于23.8MPa，挖方路基不小于14.6MPa。填方路基土的塑数性指不得大于20，压实度要求符合部颁《质量检验评定标准》。路基顶部80cm以内为93%，80cm以上为90%，路堤基底压实度不应小于85%。
非粘性土 篇4
随着城市建设发展, 越来越多的建筑基础形式采用桩基础, 在众多桩基形式中, 杭州地区预应力管桩运用较为广泛, 其主要优点有桩身质量好、单桩承载力高、施工周期短、对施工区环境无污染。预应力管桩的沉桩方式主要有锤击法和静压法, 随着城市文明建设水平越来越高, 城市范围内锤击法施工已基本被禁止, 由于静压法施工无噪声、无振动、无污染, 已成为预应力管桩施工的主要沉桩方法。
静压管桩施工过程中往往采用以桩长、入持力层深度及最终压桩力为控制标准。现在房地产市场开发节奏很快, 由于工期紧张, 施工过程中往往在静载试验成果尚未出来之前, 已经开始了工程桩施工, 在此过程中一般简单的采用静压终压力与单桩竖向极限承载力标准值等同控制桩长, 但由于区域地层的差异、桩侧土层的差异以及持力层土层的差异, 静压终压力与单桩竖向极限承载力标准值的关系存在一定差异。杭州地区一般以粉砂性土或砂砾土层为持力层, 预应力管桩的静压终压力大于单桩竖向极限承载力标准值, 施工时采用上述控制方法一般可以达到设计要求。但以粘土为持力层的预应力管桩的终压力却远远小于单桩竖向极限承载力标准值, 如采用上述控制方法控制, 将造成工程事故。本文将结合工程实例, 探讨杭州地区以粘性土为持力层的静压管桩终压力的控制问题。
1 压桩终压力与单桩极限承载力的关系
压桩终压力为静压沉桩过程中桩身贯入土层的静压力, 其主要由压桩过程中瞬时的桩侧土体的滑动摩擦力和桩端持力层土体的抗冲切阻力构成。单桩极限承载力为单桩在竖向荷载作用下达到破坏状态前或出现不适于继续承载的变形时所对应的最大荷载, 其主要取决于桩侧摩阻力和桩端端阻力, 故本质上压桩终压力与单桩极限承载力不是相同概念, 但两者均由桩侧阻力及桩端阻力构成, 在类似土层区域范围内, 通过施工经验的归纳分析, 可以得出区域内压桩终压力与单桩竖向极限承载力之间的关系, 对日后类似工程施工具有一定的指导意义。
杭州地区粘性土主要为滨海相或湖沼相沉积, 一般含水量偏高, 且处于饱和状态。该地区以粘性土为持力层的静压管桩基本属于摩擦桩, 即单桩承载力主要由桩侧摩阻力承担。在下文将主要分析桩侧摩阻力对压桩终压力和单桩极限承载力的影响及其关系。
桩侧摩阻力其本质为桩侧土的有效抗剪强度, 根据库仑公式定义, 桩侧摩阻力可表达为:
式中:τf'———桩侧摩阻力, k Pa;
σ'———桩侧水平有效应力, k Pa;
φ'———桩土间有效内摩擦角, (°) ;
c'———桩土间有效粘聚力, k Pa。
杭州地区地下水埋深较浅, 粘性土层基本处于饱和状态, 静压沉桩过程中对桩侧土体内的孔隙水压力影响较大。由于在粘性土中随着桩身的贯入, 桩侧土体发生挤压变形, 土内孔隙水压力急剧上升, 土体有效应力急剧降低, 桩侧水平有效应力σ'也随之减小, 同时由于桩侧土体扰动较大, 桩身侧壁由孔隙水形成一层“水膜”, 其大大降低了土体的滑动摩擦系数, 即桩土间有效内摩擦角φ'减小。桩身在贯入过程中桩土间有效粘聚力c'值非常小可忽略不计。故粘性土区域压桩时桩侧瞬时摩阻力由于σ'和φ'同时减小而减小, 从而导致压桩终压力较小。
根据桩基检测规范要求粘性土区域的预应力管桩施工15 d后方可实施静载试验, 静载试验前保证一定的间歇时间, 其主要考虑的是粘性土内孔隙水压力消散慢。单桩竖向极限承载力即为孔隙水压力消散后的桩侧摩阻力与桩端阻力之和。由于压桩后孔隙水压力消散, 土体有效应力随之恢复, 桩侧水平有效应力σ'和桩土间有效内摩擦角φ'也随之增大, 同时桩土间有效粘聚力c'趋于稳定, 故单桩竖向极限承载力大于压桩终压力, 而二者之间比例大小主要由粘性土内孔隙水压力上升程度决定。
2 工程实例
某大型住宅小区工程位于杭州市临平街道, 该场地为滨海相沉积平原地貌。该工程基础采用预应力管桩, 持力层为 (8) 1层粘土, 管桩桩径为500 mm, 有效桩长为33 m~36 m, 单桩极限承载力设计值为1 200 k N和1 500 k N。该场地土层分布及其物理力学性质见表1。
该工程桩机采用抱压式静压桩机施工, 桩机配重为600 t, 试打桩记录反映桩端入土深度与压桩力关系, 详见表2。
由表2压桩力与土层之间关系分析, 当桩端进入粘性土层内后, 压桩速率较快, 且压桩力增加较为缓慢, 其现象基本可以反映前段所述结论, 粘性土层中压桩过程中桩身侧阻力由于孔隙水压力上升影响, 侧阻力较小, 从而导致在粘土层中随压桩深度增加压桩力并未有显著增加。
通过静载试验确定各个试桩的单桩竖向承载力与终压力关系, 如表3所示。
从表3中相关参数关系分析, 杭州粘性土持力层的静压管桩终压力比单桩竖向极限承载力小, 且单桩竖向极限承载力与终压力的比值K约为1.5~1.8。由上文分析在粘土层中压桩力随入土深度增长而增加缓慢, 而孔隙水压力消散后, 桩侧摩阻力增加较多, 故长径比越大的桩K值也随之增大。
3 结语
1) 杭州粘土持力层中静压管桩终压力比单桩竖向极限承载力小, 施工过程中桩机配重可适当降低, 从而减少场地硬化的成本。
2) 杭州粘土持力层中静压管桩单桩竖向极限承载力与终压力的比值K约为1.5~1.8, 沉桩控制标准不需采用终压力为单桩竖向承载力特征值的2倍来控制。
3) 由于压桩终压力的影响要素较多, 很难精确K值, 工程设计宜先试桩并及时完成静载试验, 再进行工程桩施工, 以较为精确的控制桩长。
摘要：对粘性土持力层静压管桩压桩终压力的影响要素进行了论述, 并通过工程实例对压桩施工记录和静载试验成果的分析, 获得了在杭州地区粘性土持力层静压管桩终压力与单桩竖向极限承载力之间的关系。
关键词：终压力,静压管桩,粘性土,单桩竖向极限承载力
参考文献
[1]张中苗, 刘俊伟.静压管桩终压力与极限承载力的相关关系研究[J].岩土工程学报, 2010, 32 (8) :1207-1212.
[2]蒋跃楠, 韩选江.静压桩终压力及单桩竖向承载力的相关性[J].南京工业大学学报, 2006, 28 (5) :63-66.
非粘性土 篇5
为此针对基坑开挖到底时, 基坑暴露期间围护桩的受力和变形随时间的变化规律需要进行研究, 以便对其在底板浇筑前的变形和受力大小给与准确预测, 为设计方案的选取和施工方案的制定提供依据和技术指导.
1 饱和软土的蠕变特性
试验和工程实践都表明, 软土具有明显的蠕变特性.土的蠕变特性具体表现为在加载情况下, 当荷载保持恒定时, 土体的变形会随时间增长而增加.土体的应力水平越高, 其蠕变特性表现得更加明显[1]。图1为土体在大应力和小应力情况下的变形曲线.阻尼蠕变指蠕变在某一时刻以后, 变形基本停止;非阻尼蠕变则表示蠕变将随时间急速增长, 直至发生破坏.
土体蠕变特性的显著程度与多种因素有关, 其中较为主要的包括土的矿物成份、含水量大小、应力历史和应力水平.粘粒成份高的土体, 蠕变特性更为明显;含水量大的的粘土, 蠕变越明显;曾经固结的土层再次加载, 其蠕变程度比未固结土层来得小, 应力水平高的土层蠕变特性明显[2].
2 饱和软土的计算模型
描述饱和软土的蠕变模型有几十种之多, 其中大多数是采用土体的应力-应变-时间试验曲线建立起来的经验公式, 而且主要是为采用二维或三维有限单元法建立起来的并为其服务.在本文中, 采用了以土层的水平基床系数k或水平基床比例系数m随时间变化的规律建立粉质粘土蠕变计算模型[3,4,5].
在采用杆系有限单元法计算内支撑围护桩的内力和变形时, 围护桩将被理想化成杆系有限单元, 围护桩与被动土的接触用土弹簧进行模拟.土弹簧的刚度就是土的水平基床系数k或水平基床比例系数m.试验表明[6], 土的水平基床系数k或水平基床比例系数m时随时间而变化的。
孔德志等[7], 在对上海流变土体进行室内试验研究和现场监测反分析研究, 得出如下规律:粉质粘土的水平基床系数k随时间而衰减, 并最终趋向某一定值.本文针对特定工程, 参照采用这一模型, 提出如下假定:水平基床比例系数m随时间而衰减, 并最终趋向某一定值.
式 (2-1) 中, m0—初始水平基床比例系数, a, b—通过试验或工程监测结果反演得到.
本工程中, 取m0=6000k N/m4, a=0.246, b=0.184d-1。
3 工程概况
该工程地面高程1.48~1.97m, 其余地形较为平坦, 地面高程1.97~2.84m.场地地貌单元属长江三角洲冲积平原.四周道路路面高程4.00m, 相门塘提面高程3.00m.
通过勘察, 自地表至40.0m深度范围内所揭露的土层, 由填土、粉性土和粉砂组成, 具有成层分布的特点, 各土层的物理力学参数如表1所示.基坑挖深范围内需要穿越透水性很大的粉土粉砂层 (4层和5层) , 需考虑坑底下卧层即粉砂层的承压水问题.浅层 (约5米) 土层强度高透水性差.
经过比较分析, 基坑支护方式决定采用浅层放坡土钉墙, 深层采用二道钢筋混凝土支撑, 围护采用直径900@1100钻孔灌注桩, 深度为29.5m, 采取先浇底板后挖主楼深坑的做法.
4 考虑坑底暴露时间的围护结构计算分析
针对该基坑, 计算了如下几种情况: (1) 第二道支撑完成并开挖到坑底, 即令式 (2-1) 中时间t=0d; (2) 基坑暴露1周, 即令式 (2-1) 中时间t=7d; (3) 基坑暴露2周, 即令式 (2-1) 中时间t=14d; (4) 基坑暴露3周, 即令式 (2-1) 中时间t=21d; (5) 基坑暴露4周, 即令式 (2-1) 中时间t=28d.
令式 (2-1) 中时间t=0d, 得m=6000k N/m4.计算得围护桩的内力和变形曲线如图2所示.图中可知, 此时墙体顶部最大水平位移8.66mm, 墙体最大位移位于开挖面附近, 为24.89mm.最大正弯矩950.6k Nm/m.
坑底暴露7天的计算结果:令式 (2-1) 中时间t=7d, 得到m=3640k N/m4.计算得到围护桩的内力和变形曲线如图3所示.图中可知, 此时墙体顶部最大水平位移8.32mm, 墙体最大位移位于开挖面附近, 为29.48mm.最大正弯矩1048k Nm/m.
坑底暴露14天的计算结果:令式 (2-1) 中时间t=14d, 得到m=2070k N/m4.计算得到围护桩的内力和变形曲线如图4所示.图中可知, 此时墙体顶部最大水平位移7.85mm, 墙体最大位移位于开挖面附近, 为36.33mm.最大正弯矩1210k Nm/m.
坑底暴露21天的计算结果:令式 (2-1) 中时间t=21d, 得到m=1640k N/m4.计算得到围护桩的内力和变形曲线如图5所示.
图中可知, 此时墙体顶部最大水平位移7.62mm, 墙体最大位移位于开挖面附近, 为40.61mm.最大正弯矩1226k Nm/m.
坑底暴露28天的计算结果:令式 (2-1) 中时间t=28d, 得到m=1520k N/m4.计算得到围护桩的内力和变形曲线如图6所示.图中可知, 此时墙体顶部最大水平位移7.54mm, 墙体最大位移位于开挖面附近, 为42.04mm.最大正弯矩1241k Nm/m.
4.1围护墙最大变形及围护墙最大弯矩与基坑暴露时间的关系
(1) 围护墙最大变位与基坑暴露时间的关系
从前面的计算可以看出, 在坑底暴露期间, 围护墙的变形随时间逐渐变化.墙顶位移减小, 而墙体在开挖面的位移逐渐增大.墙体挠曲随时间变化的曲线如图7所示.
从图7中可以看出, 坑底暴露21天内, 围护桩的位移增长速度是十分明显的.例如在21天内, 每7天最大位移增长速度平均为5.3mm.但在暴露21天后, 位移趋于稳定, 每7天增长速率小于2mm.
(2) 围护墙最大弯矩与基坑暴露时间的关系
从前面的计算可以看出, 在坑底暴露期间, 围护墙的弯矩随时间也逐渐变化.围护桩的弯矩逐渐增大.墙体弯矩随时间变化的曲线如图8所示.
从图8中可以看出, 坑底暴露21天内, 围护桩的弯矩增长速度较为明显, 而在21天后弯矩增长并不明显, 这与位移变化同步.因此, 围护桩的位移约束住了, 弯矩自然也得到遏制.
5 结论
在该项目基坑开挖至坑底后至底板浇筑期间, 当基坑暴露情况下, 由于6层粉质粘土层的蠕变特性影响, 围护墙的水平挠曲和内力弯矩将随时间发展而增长, 本文提出了考虑被动土体的水平基床比例系数随时间指数衰减的模型进行分析, 得到如下结论:
(1) 围护墙的水平变形随时间逐渐发展的现实不可忽视, 特别是在暴露后的21天内特别明显;
(2) 在暴露后的21天内围护墙的弯矩随时间逐渐发展较为明显, 应引起足够的重视;
(3) 确保围护墙安全的可靠手段是, 迅速浇筑底板.如果条件有限可以分块浇筑, 这对于遏制围护墙变形和弯矩继续发展十分有利.
参考文献
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[6]詹美礼, 钱家欢, 陈绪禄.软土流变特性试验及流变模型[J].岩土工程学报, 1993, 15 (3) :54-62.
非粘性土 篇6
随着城市建设的快速发展,基础埋深愈来愈大,对广泛分布于的花岗岩残积砂质粘性土越来越多的被选作各建(构)筑物天然地基持力层。在以往的工程实践中,多半按现行的地方标准和参照临近地区的地方标准的相关经验公式和经验数据,提供地基承载力特征值和变形模量。这些经验数据无疑对过去的多层建筑采用残积砂质粘性土作地基持力层发挥了重要作用。但随着厦门地区高层建筑的普遍兴建,以花岗岩残积砂质粘性土作天然地基持力层,地基承载力特征值的确定源于经验值,一般是过于保守,而变形参数采用临近地区的经验公式的出的变形指标偏于不安全。为此,开展花岗岩残积砂质粘性土的工程特性及其承载力和变形特征的研究,不但是亟待解决的重要岩土工程问题,而且具有广阔的社会社会效益和经济效果。本文通过对花岗岩残积砂质粘性土进行现场载荷试验、旁压试验、标准贯入试验,建立花岗岩残积砂质黏性土在原状条件下的强度、变形参数与常规勘探手段的标准贯入试验的定量模型,为地基基础设计提供可靠的参数。
2 花岗岩残积砂质粘性土的特征
厦门地区的残积土砂质粘性土,主要为燕山期中粗粒花岗岩和似斑状花岗岩在湿热条件下经长期物理、化学风化作用形成并残留于原地产物。主要由石英粗颗粒和长石等易风化的矿物风化成高岭石等粘土矿物组成,其中颗粒成份中>2mm的石英质细粒含量 (含量5～20%)。其成因(未经搬运和分选)决定了它具有有别于其他土层的特性。该类土强度较高,压缩性中等偏低,具亲水性,呈弱透水性或微透水性,自上而下一般呈渐变的垂直过渡变化,其粒度组成及状态的变化差异,使得反映该类土力学性能的指标有随深度变化的趋势。
花岗岩残积砂质粘性土具有如下特征:(1)根据以往的各类工程的土工试验的颗粒分析结果(151组数据),对残积砂质粘性土的粒度成分进行统计,其范围与平均值如下表1
从表2.1-1不难看出,该土的颗粒组成既不是粘性土,也不是砂性土,而是一种特殊类型的土体;
(2)风化不均匀,总体上部风化较彻底,下部风化较弱。受地质构造、地形地貌和岩体自身结构的影响,残积砂质粘性土中常夹有碎块状强风化和中(微)风化风化花岗岩残留体(俗称孤石),所夹的残留体具大小、形状、分布等不确定性;
(3)受水浸泡或扰动后强度降低明显,花岗岩残积砂质粘性土,粗颗粒中含大量的黏土矿物,具大孔隙比,还有少量胶结,具有一定的结构强度。但受到水的浸泡后,土体易饱和,粘土矿物软化、颗粒间咬合力减弱;扰动后结构强度遭到破坏,强度降低。
3 花岗岩残积砂质粘性土的变形与强度特性
3.1 花岗岩残积砂质粘性土的强度特征
3.1.1强度的理论计算
地基承载力的理论公式法计算,均需要获取地基土的抗剪强度指标,但由于取样中的机械扰动;取出的土样原始应力状态的改变;试验操作过程中,在试样制备时,高出环刀表面的粗颗粒需取出,低的地方需用土填实,破坏了土的结构,常常是将细颗粒制成试样,而未包括粗颗粒,削弱了粗颗粒在土中的作用。从而使室内试验指标(特别是力学指标)往往不能很好地反映土的性质,造成原位测试与室内试验指标在反映土性上有时不一致。目前的取样装备和试验设备和操作方法,很难准确获得力学室内试验指标,采用理论公式法确定其承载力特征值大小,是不易做到的,因此通常需要进行现场测试工作,来获取相应的强度与变形指标。
3.1.2 原位测试方法
花岗岩残积砂质粘性土是一种特殊类型的土体,确定其强度较一般粘性土和砂类土要复杂得多,通过室内试验是很难获得地区性的经验数据作为高层建筑的地基基础设计参数使用。为挖掘该风化岩的地基潜能,强度应依据多种原位测试成果,建立统计关系来确定。此外无法采取Ⅰ级试样试样,更加需要依赖原位测试。近年来,厦门地区应用静载荷试验、旁压试验和标准贯入试验的对比试验,进行了较为系统的研究,结果表明,花岗岩残积砂质粘性土具有较高的地基承载力(表2和表3)。
3.1.3 静载荷试验、旁压试验和标准贯入试验对比分析
(1)静载荷试验承载力特征值与标准贯入试验击数关系图(图1)
(2)旁压试验承载力特征值与标准贯入试验击数关系点图(图2)
(3)静载荷试验承载力特征值与标准贯入试验实测击数关联分析
采用最小二乘法对表3.1.2-1中的承载力特征值同标准贯入试验实测击数进行线性拟合,得出两者有如下对应关系;
fak=6.9461N+146.78 相关系数R=0.860 (式3.1.3-1)
(4)旁压试验承载力特征值与标准贯入试验实测击数关联分析
采用最小二乘法对表3.1.2-2中的承载力特征值同标准贯入试验实测击数进行线性拟合,得出两者有如下对应关系;
fak=12.619N+36.86 相关系数R=0.893 (式3.1.3-2)
上述的静载荷试验和旁压试验与常规的标准贯入试验的对比试验,从线性相关性系数来看,相关性较好,通过静载荷试验和旁压试验与标贯试验实测击数的对应关系,建立承载力特征值与标准贯入试验的定量模型,采用常规的原位测试,即标准贯入试验,确定地基承载力是可行的。但由于本文中的平板静载荷试验试的坑深度较浅,且土体从可塑～硬塑～坚硬状,使得原位测试数据较为离散。而旁压试验较静载荷试验试的坑深,土体呈硬塑～坚硬状,标准贯入的实测击数均在15击以上。也导致两种试验建立承载力特征值与标准贯入试验的定量模型的相关性不同,是旁压试验建立的定量模型较静载荷试验建立的定量模型好的主要原因。
从大量的工程实践中可知,一般情况下,残积砂质粘性土的标准贯入击数在8～30击占95%以上,现将上述两种试验建立的定量模型来确定地基承载力作对比,详见表4。
对花岗岩残积砂质粘性土地基承载力编入规范查表确定的有福建和深圳两地,福建地方规范标准贯入试验的校正后击数8～30击,查表对应的承载力值在173～400kPa之间,深圳地方范标准贯入试验的实测击数8-10～30击,查表对应的承载力值在200～350kPa之间。从表3.1.3-1的分析数据,不难看出,采用载荷试验建立的承载力特征值计算模量,计算的结果同以往的地方(福建和深圳)比较接近,而根据旁压试验建立的承载力特征值计算模量,计算的可塑状残积砂质粘性土承载力特征值偏小,坚硬状的残积砂质粘性土承载力特征值偏大。
3.2 花岗岩残积砂质粘性土的变形特征
以花岗岩残积砂质粘性土作天然地基持力层的建筑,一般属于多层和小高层(18层以下),厦门地区有较多的成功实例。近来采用以残积砂质粘性土为地基持力层的疏桩复合地基用在18～30层的住宅楼地基设计中。但对残积砂质粘性土的压缩模量和变形模量一直是困扰设计进行变形计算的重要指标。而残积砂质粘性土的压缩模量是很难通过室内试验得到,只有变形模量可通过载荷试验得到。本次浅层载荷板试验和旁压试验与标准贯入试验击数关系图及采用最小二乘法对其进行线性拟合,得出两者有如下对应关系。见图3.2-1、图3.2-2。
E0=1.1N+4.05 相关系数R=0.81 (式3.2-1)
Em=0.2505N+0.706 相关系数R=0.611 (式3.2-2)
从上述的相关分析,不难看出:残积砂质粘性土其变形模量在13～37MPa之间,较深圳原地方规范的E0=2.2N低得多,因此在厦门地区从事高层建筑地基变形验算,应引起特别注意。根据厦门地区多项工程的沉降观测,以残积砂质粘性土作地基持力层,采用变形模量相关计算公式,预估地基的沉降量是较合理,其沉降量与实测值基本一致。而采用室内土工试验的压缩模量计算沉降变形相差较大。
6 结论
(1)花岗岩残积砂质粘性土的强度与变形特征具有一定特殊性,勘察时应特别注意采用多种原位测试手段来评价地基承载力和确定变形指标。理论和实践经验表明,载荷试验确定的地基承载力和变形指标是最为可靠的。
(2)承载力与标贯击数的散点图中和线性分析,反映了承载力特征值与标贯击数的关系较密切,宜采用标准贯入试验的实测值与地基承载力特征值的对应关系的相关公式确定地基承载力特征值。
(3)通过对花岗岩残积砂质粘性土的载荷试验和旁压试验,得出花岗岩残积砂质粘性土地基承载力特征值同以往规范查明的地基承载力相差不大,但变形模量在13～37MPa之间,较深圳原地方规范的E0=2.2N低得多。
(4)花岗岩残积砂质粘性土作天然地基持力层,应特别注意对基底地基土的扰动,否则导致其强度和变形性能的严重恶化。
(5)本次试验研究,仅对花岗岩残积砂质粘性土的强度与变形特征的研究,但研究过程中,尚未就可塑状、硬塑状和坚硬状态的残积砂质粘性土的强度与变形特征进行系统研究,实际上可塑状、硬塑状和坚硬状态的残积砂质粘性土的强度与变形特征是有差别的,尤其是标准贯入实测击数在15击以上和15击以下的强度与变形特征差异较为明显,留待后续工作的深入进行研究。并分别就不同状态、含水量等结合常规原位测试方法,建立强度、变形参数与标准贯入击数的定量模型,作为修编地方标准的依据。
参考文献
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非粘性土 篇7
1 地质状况
地质报告表明，大厦场地土质情况从上至下依次为：
1)杂填土：松散状态，主要成份为建筑垃圾，平均厚度2.6m，层底埋深1.5～3.2m;
2)第四系(Q4)湖相沉积：粉质粘土，黄褐色，饱和，可塑，呈中压缩性，平均厚度1.4m，层底埋深3.50～4.80m;粘土，褐色，饱和，可塑，呈中压缩性，平均厚度1.80m，层底埋深4.00～6.80m;粉质粘土，黄袍色，饱和，可塑，呈中压缩性，平均厚度5.10m，层底埋深9.70～12.30m;粉质粘土，饱和，可塑，呈中压缩性，平均厚度9.60m，层底埋深22.50m。
场地内的地下水埋深-2.4～-2.8m，稳定水位-2.56m，属第四系(Q4)上层滞水，地下水量丰富，水流方向由西向东。
2 基坑降水深度要求及降水方案选择
工程主楼与裙楼基坑深度不同，但由于主楼与裙楼相接长度为34.2m，综合考虑降水按一个基坑计算，深度取值要求降深应低于主楼开挖基底不少于0.5m，即降水深度取值S为5.44m。
人工降低地下水位常用井点降水法，井点降水又可分为轻型井点、喷射井点、电渗井点、管井井点、深井井点、无砂混凝土管井点以及小沉井井点等。对降水深度较深、涌水量大、降水时间长的，宜采用深井井点和小沉井井点降水两种。
工程施工降水特点是地下水丰富，水位较高，需降水面积大，基础施工中及施工完成后一定时间内均需控制地下水位标高。要求采取比较持久和可靠的降低地下水位措施，以免造成基土浸泡破坏和边坡塌方，影响工程顺利进行。根据实际工程规模、特点及工地设备条件，经对深井井点和小沉井井点降水两种方案比较后，确定采用小沉井井点降水。
3 井点设计和基坑涌水量计算
工程根据营口地区经验，沉井降水系统采用中口径(D=1.0m)预制混凝土管井井群，至拟建工程四周坐钟型平面布置，井底计划比主楼基坑底标高降3.9m。另外，在基坑中部设水位观测井1眼。基坑底部四周设集排水明沟，用于收集基坑中和坑壁局部渗出的地下水及自然降水。
基坑降水的涌水量与场地水文地质条件、基坑的形状、大小及补给水边界条件等都有关，根据工程地质勘察报告所提供的工程水文地质条件，工程降水按无压非完全井计算。
3.1 基坑总涌水量计算
a) 最小要求降深S
b)有效带深度H0
含水层厚度地质资料没有说明，查《建筑地基与基础施工手册》(江正荣编)中表3-17, L取2m, S’=7.5-2.56+3.9-2=6.84m，则H0=16.24m。
c)基坑假想半径X0
由于该基坑长宽比不大于5，所以可以化简为一个假想半径为X0的圆井进行计算：
d)渗透系数K
参考《建筑地基与基础施工手册》(江正荣编)中表1-6，并根据本地区经验取K=5×10-3cm/s=4.32m/d。
e)抽水影响半径
3.2 计算井点管数量和间距a）单井出水量
根据沉井下部构造，本工程视沉井底部2m范围内渗出水可全部通过混凝土管壁及滤砂笼，则
b)需井点管数量
3.3 校核水位降低数值
4 工程实践及效果
实际施工中，考虑到主楼和裙楼降水深度要求差异较大，因此对两处的井群布置采取了不同的方案。
1)裙楼基坑降水：要求降深较小，沉井井群按降水计算结果，沿基坑周边均匀布设4眼井，井深度减少至8.2m。
2)主楼基坑降水：要求降深较大，井群采用双层布置，同时在基坑四角和地下水流上源相应增设井点数量，即一层井点设置9眼井，在自然地面下挖深9.1m;二层井点设置8眼井，在-4.0m处(马道上)下挖深7.7m，井底达到基底以下4.2m。井群双层布设，降低单井挖深，从而减少了施工难度，加快了降水速度。同时采用双层井点，降低了水力坡度，有利于避免管涌等不良地质现象的产生。
基坑形成后，主楼南侧靠近裙楼的局部基底表面有1～2cm深积水，分析是由于该处地下水得到裙楼基坑底地下水的不断补充，使主楼井点降水曲线于该处不能达到设计深度的要求所致。因此在主楼与裙楼基坑交接处设通长集排水明沟，截断来自裙楼基底的地下水。
通过以上方案及措施，主楼、裙楼基坑降水9天内达到设计降深要求。基础施工阶段，基坑相当干燥，基底地下水位稳定、均衡。
摘要：辽宁省营口市沿海大厦工程, 主楼与裙楼的基坑浓度不同, 降水浓度要求差异过大, 因此, 对粘性土场地的深基坑降排水采取了不同的方案。