土體穩定性分析的主要方法

Ⅰ 穩定性分析方法中，什麼是總應力法，為什麼有些分析方法中沒有空隙水壓力指標

穩定性分析方法中，什麼是總應力法，為什麼有些分析方法中沒有空隙水壓力指標
其實從實質上來說，並沒有什麼差別。只是在表示方法上有所不同，有效應力法在表示的時候需要用總應力減去孔隙水壓力，而很多時候沒有測定孔隙水壓力，都是直接採用總應力法。 通過分析可知：一、在不固結不排水情況下，土體抗剪強度採用兩種方法是一樣的，也就是有效應力圓和總應力圓的直徑相同。二、固結不排水時，土體抗剪強度採用的兩種方法採用的參數各不相同，也就是粘聚力和內摩擦角參數都不同。三、固結排水時，總應力總是等於有效應力，也就是說兩種方法參數基本一致。 （你是學土木的？）

Ⅱ 土坡穩定有何實際意義影響土坡穩定的因素有哪些

山區的天然山坡，江河的岸坡以及建築工程中因平整場地、開挖基坑而形成的人工斜坡，由於某些外界不利因素的影響，造成邊坡局部土體滑動而喪失穩定性，邊坡的坍塌常造成嚴重的工程事故，並危及人身安全，因此，應選擇適當的邊坡截面，採取合理的施工方法，必要時還應驗算邊坡的穩定性以及採取適當的工程措施，以達到保證土坡穩定。減少填挖土方量、縮短工期和安全節約的目的。

影響土坡穩定的因素：

1、外界荷載作用或土坡環境變化等導致土體內部剪應力加大，例如路塹或基坑的開挖，堤壩施工中上部填土荷重的增加，降雨導致土體飽和增加重度，土體內部水的滲透力。坡頂荷載過量或由於地震、打樁等引起的動力荷載等；

2、由於外界各種因素影響導致土體抗剪強度降低，促使土坡失穩破環，例如空襲水壓力的升高，氣候變化產生的乾裂、凍融，黏土夾層因雨水等侵入而軟化以及黏性土蠕變導致的土體強度降低等。

(2)土體穩定性分析的主要方法擴展閱讀：

在土木工程建築中，如果土坡失去穩定造成塌方，不僅影響工程進度，有時還會危及人的生命安全，造成工程失事和巨大的經濟損失。因此，土坡穩定問題在工程設計和施工中應引起足夠的重視。

天然的斜坡、填築的堤壩以及基坑放坡開挖等問題，都要演算斜坡的穩定性，亦既比較可能滑動面上的剪應力與抗剪強度。這種工作稱為穩定性分析。土坡穩定性分析是土力學中重要的穩定分析問題。

Ⅲ 常見土坡穩定分析方法有哪些，其適用條件分別是什麼

有極限平衡法、極限分析法和有限元法等。

在邊坡穩定性分析中，極限分析法和有限元法都還不夠成熟。因此，目前工程實踐中基本上都是採用極限平衡法。極限平衡方法分析的一般步驟是：假定斜坡破壞是沿著土體內某一確定的滑裂面滑動，根據滑裂土體的靜力平衡條件和莫爾—庫倫強度理論。

可以計算出沿該滑裂面滑動的可能性，即土坡穩定安全系數的大小或破壞概率的高低，然後，再系統地選取許多個可能的滑動面，用同樣的方法計算其穩定安全系數或破壞概率。穩定安全系數最低或者破壞概率最高的滑動面就是可能性最大的滑動面。

(3)土體穩定性分析的主要方法擴展閱讀：

土坡失穩原因

1、土坡所受的作用力發生變化：例如，由於在土坡頂部堆放材料或建造建築物而使坡頂受荷。或由於打樁振動，車輛行駛、爆破、地震等引起的振動而改變了土坡原來的平衡狀態；土體抗剪強度的降低：例如，土體中含水量或超靜水壓力的增加；

2、靜水壓力的作用：例如，雨水或地面水流入土坡中的豎向裂縫，對土坡產生側向壓力，從而促進土坡產生滑動。因此，粘性土坡發生裂縫常常是土坡穩定性的不利因素，也是滑坡的預兆之一。

Ⅳ 路基邊坡穩定性分析方法中的力學分析法包括哪些方法

邊坡穩定性分析力學分析方法
1、 定性分析方法
定性分析方法主要是通過工程地質勘察，分析邊坡穩定性的主要影響因素，可能變形破壞方式及失穩力學機制等，對已變形的地質體的成因及演化史進行分析，從而給出被評價邊坡的穩定性狀況及其發展趨勢定性的解釋及說明，常用的方法有3種
2、 自然（成因）歷史分析法
該方法主要是依據邊坡發育的地球環境、邊坡發育歷史中的各種破壞跡象及基本規律和穩定性影響因素的分析，追溯邊坡演變的全過程，對邊坡的總狀況、趨勢和區域性特性作出了評價和預測，對已發生過滑動的邊坡，判斷其能否復活或轉化，它主要用於天然斜坡的穩定性評價。
3、工程類比法
該方法利用已有的自然邊坡及人工邊坡的穩定性狀況及影響因素、有關設計的經驗，把這些經驗應用到所需要研究的滑坡中去，它是目前應用最多的定性分析方法。

Ⅳ 黃土渠道邊坡穩定性問題

邊坡穩定性問題是工程界及工程地質界爭論已久的一個老問題，至今亦未獲得解決。

關於在黃土中修建路塹邊坡的穩定性，國內已有不少人在從事研究。在黃土中修建渠道的邊坡穩定性問題，基本上與路塹邊坡穩定性是相同的。

對已建成的渠道及路塹邊坡破壞現象分析得知，邊坡破壞方式一般有兩種，即在大氣降水所產生的地表徑流作用下產生邊坡侵蝕及由於設計考慮不周和施工不合理而破壞了土體平衡條件引起滑坡現象。邊坡侵蝕現象可以用施工措施上加以防治（一般採用打光和抹光法處理較有效）。如果設計上發生錯誤，則滑坡性邊坡破壞在施工上是難以防治的。顯然，要想保證所建的邊坡穩定可靠，必須作出正確的邊坡結構設計，即對邊坡穩定性作出正確的預報。下面討論邊坡穩定性預測預報，這里所說的邊坡穩定性不包括侵蝕方式邊坡破壞問題，而主要是指滑坡破壞所產生的邊坡破壞。到目前為止，研究邊坡穩定性的一般方法概括起來可分為如下5種：

（1）根據極限不平衡理論，建立嚴密的數學力學方程式的數學力學分析法：是由雷金（1857）首創，由前蘇聯B.B.索柯洛夫斯基做了進一步的發展。此種方法在數學力學理論上是嚴密的。但到目前為止，尚沒有發展到能夠充分地反映天然土層的復雜的基本特性用來解決實際問題的階段，故在實踐中採用的還不多。

（2）假定破裂面，試算邊坡土體平衡條件的半經驗法：為庫倫（1773）所首創，以後有很多的學者繼續進行研究，提出了各式各樣破裂面的假定。其目的是簡化數學力學分析法，便於實踐中應用。因各位學者所研究的土質特性不同，故所提出的假定在實用上具有極大的局限性。如實踐中採用最廣的圓柱狀滑動面的假定，對塑性土體是適用的，對脆性及流性土體便不適用。

（3）根據極限平衡條件，以破裂面作為穩定邊坡的數學力學分析法：是前蘇聯什利亞平等人提出的。從其基本原理上很容易發現其假定本身是不盡完善的。在實際現象中亦常可以見到滑動面所構成的邊坡並不穩定。因此，這種假定似乎沒有多大必要再繼續研究。

（4）工程地質條件對比法：是工程地質工作者及工程技術人員經常採用的一種方法，這是值得重視的一種方法。但有時，由於人工條件超越了天然的及已有的工程條件，在運用上常常遇到困難。這一種方法必須與其他方法結合起來研究才有發展前途。

（5）模型試驗法：雖然已有50年的發展歷史，但此種方法尚處在研究階段，但從原則上來講，是有發展前途的一種方法。

由上述可見，各種方法中皆有其優點及其不足的地方。故在實踐中，往往採用多種多樣方法來進行比較、研究。應當指出，在採用某種方法進行工作時，必須對各種方法的運用條件首先弄清，否則必將形成主觀性和盲目性。在實際工作中，我們亦應防止任意拼湊的現象。

為了解決黃土渠道邊坡穩定性問題，我們採用了上述的第二種及第四種方法進行了研究，即通過對已有的黃土邊坡穩定性的工程地質現象的考察資料分析，擬定出一種核算黃土渠道邊坡穩定性的經驗方法，進行黃土渠道邊坡穩定性預測。我們除了對已建成的黃土渠道邊坡穩定性進行了考察外，又補充對已建成的天蘭路、蘭銀路路塹進行了考察。考察中著重地注意了3個問題：①不同的黃土層中邊坡穩定情況；②黃土邊坡破壞方式及破裂面的形狀；③黃土的結構構造現象，如構造節理，柱狀劈理等對邊坡穩定性的影響。

對已建成的黃土渠道邊坡穩定性情況在渠道考察一文（參看《孫廣忠地質工程文選》）中已做了介紹，在討論邊坡穩定性預報原理和方法之前，先來討論一下路塹邊坡穩定性考察結果，路塹邊坡考察資料介紹如下：

（1）天蘭路路塹主要位於老黃土中。老黃土層上部一般分布有10～20m的新黃土，該線路塹邊坡一般為1∶1.0，少數的陡至1∶0.5。

不論路塹所穿過的黃土類型如何，其邊坡系數為1∶1.0者，除少數地段（如寒水岔）因地下水活動發生過破壞現象外，一般的皆穩定。而邊坡陡於此者則不盡然，有的穩定無事；有的則發生了破壞現象。

圖12-1 天蘭路幾個代表性邊坡剖面穩定情況

如圖12-1所示，邊坡系數為1∶0.5，上覆20m新黃土，下部為老黃土，邊坡總高近60m，上部發生了破壞現象，而下部還很穩定。

同一地段附近，路塹邊坡系數為1∶0.75者，安全穩定，未發生破壞現象。

（2）蘭銀路狄家台至蘭州段，有如下3種情況（見圖12-2）：

a.高10～15m的新黃土路塹，其邊坡系數採用1∶0.5者，多不穩定，而採用1∶1.0者則穩定。

圖12-2 蘭銀路（蘭州至狄家台段）路塹邊坡穩定情況

b.老黃土構成的路塹邊坡，高15～20m，邊坡系數為1∶0.5者穩定。高30～40m的邊坡，邊坡系數取1∶0.75的同樣亦穩定。

c.上部為10～15m的新黃土，下部為老黃土，老黃土厚30餘米的復式土層結構路塹，上部採用1∶1.0的邊坡系數，下部採用1∶0.5的邊坡系數情況下，邊坡未發現破壞現象。反之，上部新黃土部分邊坡則發生過破壞現象（圖12-2b）。

應當說明一點，邊坡破壞多發生在新黃土層中，但老黃土有時因受上部新黃土的影響，有時亦發生破壞。

（3）永登一帶已建成的中小型黃土渠道，考察結果得到如下3點概念：①高10m左右的新黃土邊坡，在施工時，邊坡系數若採用1∶0.5，穩定性不同，破壞現象多發生在邊坡頂部，高度大於15m的新黃土邊坡在施工時多不穩定；②高度達30～35m的老黃土渠道邊坡，施工時，邊坡系數採用1∶0.6，並未發現破壞現象；③渠道通過具有構造節理的黃土層時，構造節理面傾向渠槽，節理面傾角大於40°～54°時，常發現發生破壞現象。

（4）臨夏北塬渠考察結果，高達15m的老黃土邊坡，施工邊坡系數採用1∶0.5時，邊坡穩定；當高度達30～35m，邊坡系數採用1∶0.6，同樣穩定。

（5）天然剖面黃土具有柱狀壁理時，邊坡常為垂直的。懸崖前常存在有塊狀黃土堆，此概系剖面上黃土沿著垂直壁理面倒塌所形成的。

在野外工作期間，我們除了對黃土邊坡穩定性一般概況進行過調查外，並觀察了黃土邊坡的破壞方式及其破裂面形狀。

黃土邊坡破壞方式，在極大程度上決定於土層結構及構造特點。黃土邊坡破壞方式有3種方式：①均質的及微成層狀黃土（不論新的或老的）邊坡破壞時多具有一定的破裂面。邊坡破壞時，系沿著破裂面向下滑動；②具有構造裂隙的黃土破壞時，則主要系被節理切割成塊狀的土體沿著裂隙面向下滑動；③具有柱狀劈理的黃土構成的邊坡破壞時，則主要是以倒塌的方式破壞。

在工作中發現，黃土邊坡破壞時，其破裂面的形狀有如下3種（圖12-3）：

（1）破裂面形狀接近於直線形。破裂面傾角多為65°～70°，亦有的小至50°。

圖12-3 黃土人工邊坡破壞形式

（2）破裂面由兩段直線組成的折線狀，上部直線段遠遠大於下部直線段。

（3）其破裂面由兩段直線及一小段曲線聯成的折曲線狀，且上部直線段遠遠大於其餘二部分的組合。

上述（2）及（3）兩種破裂面的上部傾角一般的為60°～80°，多為70°～75°，底部傾角常為35°～40°。

上述三種破裂面形狀中，不論哪一種，其頂部皆存在著一段垂直的懸臂。懸臂的高度隨黃土的類型不同而不同。一般來說，新黃土為0.8～1.2m，老黃土為1.5～2.5m。根據實際考察得知，在邊坡高度小於30～40m時，破裂面呈折線狀邊坡的下部緩傾角折（曲）線部分范圍在整個破裂面中所佔的比例很小，一般很少超過1/4或1/5。在邊坡破壞范圍較大或有地下水活動參與作用時，破裂面的實際情況與此大有不同。關於這種類型破裂面的資料還不多，尚不明確。下面我們將著重討論低邊坡的穩定情況。

根據實際觀察的資料分析，我們初步得出結論：即黃土渠道低邊坡穩定性可以採用直線假定破裂面或平面破裂面的假定來預測。

預測工作中可以採用如圖12-4所示的力學計算草圖，計算進行黃土邊坡穩定性：先假定一定的邊坡坡度，在該邊坡的不同高度a，b，c等點做不同傾角的假定破裂面，核定其最大穩定高度。如此假定幾種邊坡系數進行最大的邊坡高度核算結果，便得出如表12-1的資料。這個資料經過經驗資料校正後，便可作為設計的標准（表12-2）。

圖12-4 黃土邊坡穩定性核算草圖

圖12-5 不均質土層邊坡穩定性計算草圖

黃土層的工程性質計算指標在不同深度處不同。在進行施工邊坡穩定核算時，我們建議按圖12-5的假定來解決，即假定破裂面上垂直壓力為：

地質工程學原理

正壓力N_i為：

地質工程學原理

抗剪力為：

地質工程學原理

剪應力S_i為：

地質工程學原理

則斜坡上土體平衡條件可以用式（14-5）來表示，即：

地質工程學原理

式中：h_i為工程性質相同的土層厚度；γ_i為h_i土層內的天然重度；φ_i為h_i土層的內摩擦角；c_i為h_i土層的抗剪力常數；α為假定破裂面傾角；L_i為具有相同c_i的假定破裂面長度L_i=h_i/sinα。以上便為均質的及微成層狀的黃土邊坡穩定性核算原理及方法。

利用上述方法，我們將隴西典型地段黃土渠道施工邊坡核算結果列於表12-1。

表12-1 隴西地區修築黃土渠道計算邊坡極限穩定高度

表中系選用新黃土的γ=12.8～13.0kN/m³，w（水）=10%，φ=21°，c=22kPa，老黃土的γ=13.5～14.0kN/m³，w（水）=15%，φ=27°，c=35kPa。穩定系數K=1.10的作為極限穩定高度。

與前述資料比較，顯然，計算結果與考察中所獲得的資料大致相符。隴西地區黃土中修築渠道邊坡穩定系數的參考資料見表12-2。邊坡穩定性不僅要保證分台階的穩定性，同時必須保證總邊坡的穩定性。總邊坡穩定性系由分邊坡系數與分邊坡高度及台階寬度所決定。

表12-2 隴西地區修築黃土渠道邊坡穩定性參考資料

隴西地區新黃土與老黃土常疊覆堆積，形成雙層結構的土質剖面。這種雙層結構的黃土渠道邊坡穩定性是值得注意的，即老黃土層上覆有新黃土層時，邊坡穩定性有減低的趨勢，結合隴西地區新黃土分布情況，我們對老黃土層上覆10～15m的新黃土層的雙層結構土質剖面的邊坡穩定性進行了核算。結果為雙層結構土質剖面的黃土渠道邊坡，如果上覆新黃土層部分取極限穩定邊坡系數時，則下部老黃土層部分採取相應高度（按總高度）單一土層的極限穩定邊坡則不穩定，即其穩定性有降低的趨勢。

因此指出，在雙層黃土層結構的情況下，在修建工程時，應當特別地注意研究其穩定性。一般地說，上部如果取極限穩定邊坡時，則下部應當採用較相應高度單一土層極限穩定邊坡緩一些的坡度，或者放緩上部邊坡。究竟以何種方案為宜，應當由經濟比較來決定。

老黃土中常發育有交叉的構造節理，它對邊坡穩定性有很大的影響。

發育有構造節理的黃土邊坡，破壞時，邊坡土體系沿節理面向下滑落。

在野外考察工作中見到，由發育有構造節理的老黃土組成的邊坡破壞時，斜坡上土體沿著節理面向下滑落時的節理面最小傾角（表12-3）。由發育有構造裂隙的老黃土構成的邊坡，當傾向渠槽的節理傾角大於38°～40°時，邊坡即有破壞的可能性。邊坡沿著構造節理面破壞的嚴重性並不在於邊坡上被構造節理切割過的小塊土體滑落，而問題在於它有可能引起邊坡大規模的破壞（圖12-6）。

表12-3 由構造節理較發育的老黃土組成的邊坡破壞時節理面最小傾角

老黃土中節理面一般多呈輕微膠結的。然而由於開挖、卸載及風化作用結果，常又呈分離狀態。從土的抗剪強度觀點出發，此時，沿著節理面的抗剪力常數可以視為零，而其抗剪抵抗主要由內摩擦角來承擔。

據此，經我們分析的結果，得到裂隙性黃土渠道施工邊坡的穩定性與節理面傾角間關系可以簡化如式（12-10）：

地質工程學原理

式中：K為邊坡穩定系數；φ為黃土沿著節理面的內摩擦角；α為節理面傾角。

式（12-10）表明在發育有構造裂隙的老黃土中開挖渠道時，其邊坡穩定性與邊坡的高度關系不大，主要決定於構造節理面的傾角與黃土沿著節理面的內摩擦角之間的關系。

構造節理發育的老黃土抗剪強度一般都很高，其內摩擦角達35°～40°者並不罕見。而且節理是具有一定程度的膠結性，這與上面的觀測結果是相符的。

為了工程安全著想，在發育有構造節理的老黃土中開挖渠道時，當裂隙面傾角大於老黃土沿著節理面的內摩擦角時，其邊坡角必須放緩至老黃土沿著節理面具有的內摩擦角一致；也可以採用錨固加固，內錨頭必須位於穿過構造裂隙面一定深度處。

圖12-6 裂隙所引起的邊坡破壞

圖12-7 發育有柱狀裂隙黃土垂直邊坡破壞草圖

圖12-8 具有柱狀劈理的黃土傾斜邊坡穩定性核算草圖

一般地說，隴西黃土的柱狀劈理不甚發育，隴東黃土柱狀劈理比較發育。

在野外考察時，我們有時見到具有垂直劈理的黃土邊坡常呈倒塌式破壞。這種現象稍加分析就不難看出，其原因是由於黃土柱底部的黃土，在上覆柱狀土層自重壓力下破壞所引起的。如圖12-7所示，具有柱狀劈理的黃土垂直的邊坡高度為h，上覆土層自重為γ，則作用於其底部土層上的壓力（Q）為

地質工程學原理

假定底部土體的無側限抗壓強度為p，則高度為h的具有垂直劈理的黃土邊坡的穩定性系數（K）為

地質工程學原理

採用式（12-9），用試演算法，可以較容易的求得具有垂直劈理的黃土可能保持的最大的邊坡高度。發育有柱狀劈理的垂直邊坡破壞主要是在底部黃土浸水的情況下，故p應取黃土浸水無側限抗壓強度。如果在發育有柱狀劈理的黃土中開挖成斜坡，其穩定性可用圖12-8所示的力學模型進行穩定性分析。這時柱狀劈理底部的黃土抗壓強度應採用有側限抗壓強度。

由上述可知，黃土渠道的邊坡穩定性是很復雜的問題。在評價黃土渠道邊坡穩定性時，只有綜合地考慮各種黃土層的特性、結構及構造作用發育情況，確定出正確的預報方法，邊坡穩定性才能得到正確的預報結果，否則，將引起不良後果。

黃土渠道邊坡一般是低邊坡，如果遇到高邊坡時，可利用「第四章第二節中所述的土體穩定性分析方法」進行穩定性分析，在此不重述。

Ⅵ 岩溶區土洞地基穩定性分析

岩溶地基的穩定性是岩溶區工程建設的重要問題之一，它直接關繫到工程建設的可行性、安全性及工程造價等。目前，對土洞地基穩定性的評價，定性評價較多，定量評價較少。定性評價主要是根據工作者的實踐經驗，定性分析土洞地基的土層性質與結構、地下水、岩溶發育程度等因素對土洞穩定性的影響。定量評價的方法主要有：①根據土洞坍塌的穩定條件進行評價；②根據試驗資料或塌陷因素進行評價。

前一種定量評價方法由於受計算邊界條件的影響，有時其計算結果誤差較大，而後一種定量評價方法需要較多的試驗資料，較繁瑣，實踐中用得較少。

從已有土洞塌陷的剖面形態來分析，可以判斷土洞塌陷的力學機制。目前主要的土洞塌陷的剖面形態有以下4種。

(1)井狀：塌陷坑壁陡立呈直筒狀；

(2)漏斗狀：口大底小，塌陷坑壁呈斜坡狀，狀如漏斗；

(3)碟狀：塌陷坑呈平緩凹陷，面積大，深度小，呈碟形；

(4)壇狀：口小肚大、塌陷坑壁呈反坡狀；

上述剖面形態為井狀、漏斗狀、碟狀的土洞塌陷，塌陷的力學機制應該屬於整體破壞型式，即土洞失穩是從上到下整體同時產生的；而剖面形態為的壇狀土洞塌陷，塌陷的力學機制應該是屬於局部破壞型式，即該類土洞的塌陷首先是從土洞內壁開始破壞，然後向周圍擴展，最後導致整個土洞地基失穩塌陷，形成口小肚大的壇狀。

3.2.1 整體破壞型式土洞地基的穩定性

3.2.1.1 坍塌平衡法

土體內部形成空洞前，在垂直應力和水平應力作用下處於自然平衡狀態。隨著土洞的出現，上部土體失去支撐，應力狀態發生變化(圖3-1)。

圖3-1 土洞頂板穩定性示意圖

Fig.3-1 Diagram for roof stability in soil cave

假若土洞平面范圍為長條形，作用在土洞頂板上的壓力為p₀，那麼p₀主要由以下作用力組成：

p₀=G-2F (3-1)

式中：p₀為空洞單位長度頂板上所受的壓力(kN/m)；G為空洞單位長度頂板上土層的總重量(kN/m)，G=2aγH；a 為空洞長度的一半(m)；γ為土的重度(kN/m³)；H為地表至溶洞間土層厚度(m)；F為空洞單位長度側壁的摩阻力(kN/m)；

岩溶區溶洞及土洞對建築地基的影響

式中：N為楔形體在側壁上的土壓力(可取為土的靜止土壓力)，N=K₀·γH。

因此，(3-1)式可變為：

p₀=2aγH-γH²·K₀·tgφ-2cH (3-3)

由上式可以看出，當p₀=0時，亦即H增大到一定厚度時，頂板上方土體恰好處於基線平衡狀態，若將這時的H稱為臨界厚度H₀，有：

岩溶區溶洞及土洞對建築地基的影響

當H＜H₀時，可認為頂板不穩定。

若基底存在附加壓力R(如建築物基底附加應力)，則式(3-1)變為：

p₀=G-2F+2aR=2aγH-γH²·K₀·tgφ-2cH+2aR (3-5)

令p₀=0時，化簡式(3-5)得到臨界厚度H₀為：

岩溶區溶洞及土洞對建築地基的影響

當土洞平面范圍為圓形時，作用在土洞頂板上的壓力p₀為：

p₀=G-F (3-7)

其中：

G=πa²γH；

岩溶區溶洞及土洞對建築地基的影響

當土洞處於極限平衡狀態時，土洞頂板的壓力p₀=0，式(3-7)為：

πa²γH-(πaγH²·K₀·tgφ+2πa·cH)=0 (3-8)

化簡得土洞地基臨界安全厚度H₀為：

岩溶區溶洞及土洞對建築地基的影響

對比長條形和圓形土洞地基臨界安全厚度H₀的式(3-4)和(3-9)，可以發現：圓形土洞比長條形土洞的臨界安全厚度要小，更有利於地基的穩定性。

3.2.1.2 成拱分析法

發育於鬆散土層中的土洞，可認為頂板將成拱形塌落，而其上荷載及土體重量將由拱自身承擔。

此時破裂拱高h為：

h=B/f

其中：

岩溶區溶洞及土洞對建築地基的影響

即

岩溶區溶洞及土洞對建築地基的影響

3.2.2 局部破壞型式土洞地基的穩定性^[36]

從桂林市土洞塌陷的調查來看，許多土洞塌陷的剖面形狀為上小下大的壇狀，這就表明該類土洞的破壞是從土洞內壁開始，然後向周圍破壞，最後導致土洞地基失穩塌陷。此外，前述土洞地基整體破壞失穩評價，對地下水位變化對土洞穩定性的影響考慮較少，而地下水升降又是土洞地基失穩最主要的影響因素之一。根據桂林市的統計，有一半以上的土洞塌陷失穩與地下水位變化有關。考慮土洞地基局部破壞失穩型式，從彈塑性力學理論出發，分析地基中土洞洞壁周圍土體的應力狀態，通過計算評價土洞地基的穩定性。

3.2.2.1 土洞地基彈性理論應力分析

3.2.2.1.1 土洞中產生的次生應力

設距地面以下為h處有一半徑為a的圓形土洞(h＞6a)。設地基土層是均質的、各向同性的彈性體，為此，可把在地基中的土洞周圍土體應力分布問題視作一個雙向受壓無限板孔的應力分布問題，採用極坐標來求解土洞周圍土體應力。此問題的求解應力公式同式(2-1)。

岩溶區溶洞及土洞對建築地基的影響

圓形斷面土洞周邊(r=a)處的應力，根據(3-10)式，可得：

岩溶區溶洞及土洞對建築地基的影響

由(3-11)式可知，在土洞周邊處，切向應力σ_θ最大，徑向應力σ_r=0，剪應力τ_rθ=0。

從表2-1可看出：當b≫ a，r=6a時，σ_r=0.97p，σ_θ=1.03p，與原始應力誤差僅為3%，從工程角度上來說，可滿足要求，故可認為其影響半徑為r=6a，即在彈性體中，對存在一孔洞，圓孔周邊產生應力集中的影響區域為6a半徑范圍，其餘范圍可不考慮其影響，仍可按彈性體考慮其應力狀態。因此，只要基礎底面至土洞中心的距離h大於6a(a 為土洞半徑)，就可以用式(2-1)來解決土洞周圍土體中的應力分布。

同理，也由下式來求得：在建築物荷載作用下，地基中土洞周圍土體的應力。

岩溶區溶洞及土洞對建築地基的影響

式中符號意義同前。

3.2.2.1.2 不同土洞斷面形狀所產生的次生應力

(1)橢圓形斷面形狀所產生的次生應力：土洞若為橢圓形土洞，其長半軸為a(水平軸)，短半軸為b(豎直軸)，作用在土洞上的垂直應力仍為p，水平應力仍為q，那麼，土洞周圍任一點的切向應力σ_θ、徑向應力σ_r和剪應力τ_rθ值的大小，可根據彈性理論，按橢圓孔復變函數解得。

岩溶區溶洞及土洞對建築地基的影響

式中：m為橢圓軸比，m=b/a；θ為土洞周邊計算點的偏心角(與水平軸夾角)。

從判斷土洞穩定性的觀點出發，只要找到土洞周邊極值點處的應力大小，看其是否超過土體的強度，即可判斷其穩定程度。從研究圓形土洞周邊應力得知，橢圓形土洞周邊應力的兩個應力極值仍然在水平軸(θ=0、π)和垂直軸(θ=π/2、3π/2)上。

從式(3-13)中可見，當原始應力(p、q)為定值時，切向應力σ_θ值的大小是隨軸比m而變化的，即軸比m是影響應力分布的唯一因素。

例如，當已知垂直方向的原始應力為p，q=0.25p時，計算所得的切向應力隨軸比m=b/a的變化情況列於表3-1。

表3-1 橢圓形斷面土洞周邊應力隨軸比的變化Table3-1 Stress variation in soil cave periphery of different axis ellipse

註：負值表示拉應力

(2)其他斷面形狀土洞所產生的次生應力：岩溶區地基中的土洞斷面形狀，除了圓形和橢圓形外，還有其他的形狀，如近似正方形、矩形、拱形、馬蹄形等。對於這些斷面形態的土洞，其周圍的應力狀態較復雜，很難用理論解來表示，目前常用光彈試驗或有限元方法等來確定其周圍的應力狀態。但對於土洞的穩定性判別，只需要土洞周邊某些關鍵點的應力狀態，並可根據《岩土工程手冊》中的表10-4-2來計算查求，然後對這些關鍵點進行穩定性判別。

3.2.2.1.3 土洞周圍土體穩定性判別及塑性破壞邊界

由前述式(3-11)可知，在圓形土洞周邊r=a處，σ_r=0，τ_rθ=0，σ_θ值不僅與σ_θ、q有關，而且與θ值也有關。當p、q給定後，σ_θ值的大小將隨θ而變化。表3-2列出了圓形土洞周邊q=p、p/2、p/3、p/4等不同情況下的σ_θ隨θ變化值。

表3-2 圓形土洞不同p、q時σ_θ隨θ變化Table3-2 The σ_θ values in different p、q with the variation of θ values in round soil cave

由式(3-11)知，在土洞周邊處，σ_r=0，σ_rθ=0。且土洞周邊上的應力以水平方向的左右兩點(θ=0，π)最大，土洞頂底板中央應力最小，並有可能出現拉力。因此，判斷土洞周邊是否穩定，可找出關鍵點處的應力值，判別其是否產生破壞，如果關鍵點處不會產生破壞，則可認為土洞是穩定的；反之，土洞將產生破壞。例如，對圓形土洞而言，即 θ=0、π、3π/2、2π處的應力值是關鍵點的應力值。

圖3-2 土的極限平衡條件

Fig.3-2 The limit equilibrium condition of soil

(1)土洞周邊土體的莫爾—庫侖准則判別：根據極限應力圓與抗剪強度包線相切的幾何關系(圖3-2)，可建立以σ₁、σ₃表示土中一點的剪切破壞條件，即土的極限平衡條件。

岩溶區溶洞及土洞對建築地基的影響

或

岩溶區溶洞及土洞對建築地基的影響

在土洞周邊處，由於τ_rθ=0，

所以σ_θ，σ_r為大、小主應力，σ₁=σ_θ，

σ₃=σ_r=0，得到土的極限平衡條件式如下：

岩溶區溶洞及土洞對建築地基的影響

(2)土洞破壞區塑性邊界：當p ≠ q時，土洞周圍土體塑性區的邊界為不規則形狀，要准確地確定塑性區邊界有一定的困難，目前尚無理論解，通常採用近似計算方法確定塑性區邊界。其原理為，首先按彈性理論求得土洞周圍土體應力，然後將此應力值代入塑性條件，滿足塑性條件的區域則為塑性區。這種方法只能近似地求出塑性區邊界，求不出塑性區的應力。具體解法如下：

按(3-10)式求出圓形土洞周圍土體中的某點處的應力σ_r，σ_θ，τ_rθ；若土洞為橢圓形，則用(3-4)式；若土洞為其他斷面形狀，可用本書的方法求得關鍵點處的應力值。

將求得某點的σ_r，σ_θ，τ_τθ代入式(3-16)得到該點處的大、小主應力σ₁、σ₃：

岩溶區溶洞及土洞對建築地基的影響

最後，將求得的大、小主應力σ₁、σ₃用莫爾—庫侖准則進行判別。若土體有破壞的點，則由一系列破壞點所組成的區域為塑性破壞區。

3.2.2.2 應用舉例

(1)土洞穩定性判別：某工程假設採用1.6m×1.6m的獨立柱基，基礎埋深為1m，基底以下為硬塑粘土，地下水為潛水，水位埋深為地面以下1.8m，硬塑粘土承載力標准值f_k=200kPa，粘土重度γ=18kN/m³，粘土飽和重度為γ_sat=18.5kN/m³，黏聚力為c=50kPa，內摩擦角為φ=26°，基底附加應力p₀=180kPa，基礎底面以下5.0m處有一洞高為0.60m的土洞，土洞內無充填物，硬塑粘土側壓力系數λ取0.5(圖3-3)。

為求土洞周邊處的應力，先求得距土洞中心6a處的垂直及水平作用力p、q。

經計算得到式(3-12)各項所需的計算參數：

a_A=0.091；a_B=0.028

σ_CA=18.0×1.8+(18.5-10)×2.7=55(kPa)

σ_CB=18.0×1.8+(18.5-10)×4.5=71(kPa)

圖3-3 獨立柱基下的土洞應力計算

Fig.3-3 The stress calculation of soil cave in single foundation

硬塑粘土側壓力系數λ取0.5；基底附加壓力p₀=180kPa；

則由(3-12)式計算得到：p=72kPa；q=38kPa。

將其代入(3-11)式，得到土洞周邊的應力：σ_r=0，τ_rθ=0。

而σ_θ在土洞不同部位，其結果不同(表3-3)。

表3-3 圓形土洞周邊應力σ_θ計算結果Table3-3 The result of σ_θ calculation in round soil cave periphery

由於地下水為潛水，其埋深為1.8m，土洞處於靜水壓力狀態，靜水壓力為P_w=γ_wh_w=10×4.5=45kPa，γ_w為水的重度(kN/m³)；h_w為潛水面至土洞中心的距離(m)。

因此，土洞周邊的徑向應力σ_r及環向應力σ_θ均應加上靜水壓力P_w=45kPa。那麼，考慮地下水影響時土洞周邊的σ_r、σ_θ大小，應該在表3-3 結果的基礎上再加上P_w=45kPa，最終結果見表3-4。

表3-4 考慮地下水作用時土洞周邊應力Table3-4 Stress in soil cave periphery with the action of groundwater

將上述結果σ_θ、σ_r代入極限平衡條件式(3-16)進行判別：

土洞周邊處應力最大的點，當θ=0時，σ_θ=223kPa。

；(安全)]]

(2)地下水位下降對土洞穩定性的影響：對於前述工程，當地下水位下降到土洞底面以下時(如下降5m)，土洞周圍土體中的應力將發生變化，式(3-12)的各項計算參數如下：

σ_CA=1.8×4.5=81(kPa)

σ_CB=18×6.3=113.4(kPa)

a_A、a_B、λ、p₀等均不變，

由(3-12)式計算得到：p=97(kPa)；q=59(kPa)。並將其代入(3-11)式得到土洞周邊的應力σ_θ，見表3-5(其中σ_r=0，τ_rθ=0)。

表3-5 地下水位下降時土洞周邊σ_θ值(kPa)Table3-5 The σ_θ values in soil cave periphery with the declining of groundwater(kPa)

據(3-16)式知，當θ=0°、15°、30°時；σ_θ=232kPa、222kPa、194kPa，其值均大於極限平衡條件：σ₁=σ_rtg²(45°+φ/2)+2c·tg(45°+φ/2)=160(kPa)。因此，由於地下水位的下降，土洞水平方向兩邊將出現較大范圍的破壞。

由以上分析可知，地下水位升降對土洞地基的穩定性影響很大。前述例子便是由於地下水位下降致使土洞由穩定變為破壞失穩。盡管其基礎底面距離到溶洞頂板距離達5m(大於3倍獨立基礎寬度3×1.6=4.8m)，也符合《岩土工程勘察規范》GB50021—2001的第5.1.10條第一款或《建築地基基礎設計規范》GB50007—2002 的第6.5.2條規定：「在岩溶區，當基礎底面以下的土層厚度大於三倍獨立基礎底寬，或大於六倍條形基礎底寬，且在使用期間不具形成土洞條件時，可不考慮岩溶對地基穩定性的影響」。但是由於地下水位的變化，土洞周圍土體中的應力狀態將產生改變，從而使下覆土洞破壞，導致地基失穩。

由上分析可知，在岩溶區，對於土洞地基，地基在自重應力和附加應力的作用下，土洞周圍土體將產生應力集中。土洞地基的穩定性分析評價，可利用本文中由彈性理論推求的有關方法，得到土洞周圍土體的應力狀態，再利用莫爾—庫侖屈服准則進行土洞周圍土體穩定性計算判別。地下水位發生變化，將使土洞周圍土體的應力狀態產生顯著改變，並有可能最終導致地基破壞或失穩。有些土洞地基，即使符合《岩土工程勘察規范》GB50021—2001的第5.1.10條第一款或《建築地基基礎設計規范》GB50007—2002 第6.5.2條的有關規定，認為可不考慮土洞影響的地基，也還應該對土洞地基進行定量計算判別，尤其是存在地下水時，更應引起重視。建議對規范中該部分內容再進一步研究並修訂。

Ⅶ 土體力學分析理論

目前進行土體力學分析時，一般都採用連續介質力學方法，多數情況下這是對的。可是在有一些情況下就不對，如在邊坡和地下洞室中，常常見到塊體塌方和黃土直立邊坡崩塌破壞，這就不能用連續介質力學模型能處理的。它們是屬於塊裂介質力學，因此在進行土體力學分析時必須根據土體結構和土體賦存環境條件分析其力學介質，結合土體工程特點，給出合適的力學模型進行分析才能取得符合實際結果，不能千篇一律地都採用連續介質力學方法進行分析。根據土體結構及土體在環境應力改變時，其力學作用方式和規律類型的不同，可將土體劃分為若干土體力學介質類型。根據作者的經驗和認識，目前可將土體劃分為三種力學介質：①連續介質；②楔形體塊裂介質；③柱狀體塊裂介質。劃分條件及其力學作用規律示於表4-3，這是土體力學分析的基本依據。

表4-3 土體力學介質劃分

1.土體地基工程變形分析方法

地基工程變形是土力學討論十分深入的一個問題。一般來說，地基變形可用下面方法估算。這個方法不論對均質土體或者是不均質土體地基都適用，這個方法稱為分層總合法。具體方法如下：

（1）將變形土體分成適當數目的水平層，對多層結構土體來說，可對應土層界面及應力變化點來分層（圖4-8）。

圖4-8 固結沉降計算示意圖

（2）計算每一水平層的有效附加應力。為實用起見，每層值可取在該層中心深度處。

（3）計算每一水平層的附加垂直應力平均值。如果每層厚度與地基寬比較起來很小的話，Δσ_z的平均值可以取分層的中心深度應力值。因為應力分布與土體特性無關，故均質土體和多層土體內應力計算可用同樣方法。

（4）計算由於附加垂直應力引起的每一水平層厚度的壓縮量ΔH：

地質工程學原理

或

地質工程學原理

（5）基礎下任一深度處沉降變形一等於這一點以上各水平層沉降變數為之和，即

地質工程學原理

這個方法把不均勻性影響考慮進去了，是目前估算地基工程變形比較通用的方法。

2.土體邊坡工程穩定性分析方法

目前土體邊坡穩定性分析方法有許多種，最常用的是圓弧滑動面法。1958～1960年，著者在西北黃土區進行渠道地質工程建設研究過程中，曾對西北黃土邊坡力學問題進行過一系列的調查研究，收集了大量的邊坡破壞資料。對所收集的資料進行分析後得到了一個重要認識，即西北黃土邊坡產生滑坡的力學過程是：上部土體塌落，邊坡部分土體受擠壓而產生滑落。這一過程的力學機理可用圖4-9來說明，上部為塌落應力區，下部為滑落應力區，中間為過渡區。塌落區內應力σ₁ 方向大致與地面垂直，滑落區內應力σ₁ 方向大致與邊坡面平行。根據土體平衡理論，塌落應力區破裂面與σ₁ 方向成45－ψ/2角，ψ為抗剪角；滑落應力區破裂面與σ₁ 成45-ψ/2角，在邊坡情況下則與邊坡面成45-ψ/2角；過渡區為共軛破裂面交角，即（45-ψ/2）＋（45-ψ/2）＝90-ψ。據此可以繪制出土體邊坡理論破裂面輪廓。在理論上，土體內理論破裂面不是一條，而是一組（圖4-10）。當土體某一個或幾個理論破裂面失穩時便產生滑坡，邊坡產生破壞。圖4-11是這個理論的一個例證。該邊坡內同時有三個破裂面達到破壞條件，因此產生了三個台階狀破壞。由此可知，在進行邊坡穩定性分析時，不能僅核算通過坡腳的理論破裂而產生邊坡破壞可能性問題，而且應該對如圖4-10所示的各個理論破裂面破壞可能性進行核算，找出最危險或者說穩定性最低的破裂面，給出穩定性系數，評價邊坡穩定性。下面具體談一下理論破裂面圖解法繪制方法。如圖4-12所示：

圖4-9 邊坡土體滑坡作用的力學機理草圖

圖4-10 黃土邊坡的理論破裂面組合

圖4-11 寶雞瞿家台黃土邊坡的破壞（坡高18m）

圖4-12 寶雞瞿家台黃土邊坡穩定性核算結果

（1）按比例作出邊坡幾何外形AOD。

（2）利用抗剪試驗結果，求出不同深度處抗剪角，注於高程坐標尺上，抗剪角ψ既可以利用公式

地質工程學原理

計算，亦可以用圖解法求得。

（3）利用高度坐標尺上注的抗剪角ψ，分段作理論破裂面AB，OC及DC，OB、AB段理論破裂面與邊坡面成45－ψ/2，OC，DC段理論破裂面與垂直方向成45－ψ/2角。將BC間劃分為若乾等份並與O點聯線，由B點向上依次作90－ψ包線，交OC線於C點再由C點向上作DC線。至此即完成一條理論破裂面曲線。

圖4-12為瞿家台黃土邊坡穩定性核算繪制的理論破裂面，繪制的理論破裂面與圖4-11所示的實測結果基本一致。繪制的理論破裂面上部為90°，迅速轉變為80°，中部為65°，下部為45°；圖4-11所示的實測剖面的上部為80°～90°，中部為65°，下部為45°。顯然，上述方法是可信的。有了上述的理論破裂面，就可以利用圖解法或代數法求各個理論破裂面的穩定性，核算邊坡穩定性。上面介紹的是完整結構土體邊坡穩定性分析方法。對完整土體來說這個方法是可信的，當土體內發育有軟弱層面或節理面的情況下就不行了。常見的受軟弱層面和節理面控制下的破壞有如下兩種情況：

（1）如圖4-13a所示的受軟弱層面和節理面控制下破壞；

（2）如圖4-13b所示受垂直節理或裂縫控制下的塌落。

圖4-13 黃土土體破壞示意圖

這兩種邊坡破壞類型不僅見於黃土區，而在許多黏性土地區也常見到。受構造節理和軟弱層面控制產生的破壞系沿弱面下滑。它完全符合庫侖定律，可以很簡單地利用斜面滑動極限平衡原理分析邊坡穩定性。問題在於在野外就要鑒別出這種地質模型。有了地質模型，就可以很容易轉化為力學模型，力學計算是很簡單的，可用公式（4-34）進行。

圖4-13b所示的垂直裂縫控制下的邊坡塌落條件，可以通過坡腳土體壓致拉裂破壞判據來分析其穩定性，即

地質工程學原理

式中：σ_c為土體單軸抗壓強度；γ_i，h_i 為各分層土體重度及分層厚度。

土體邊坡穩定性分析的關鍵是搞清地質模型，合理的抽象出力學模型，選定合理的力學參數，計算工作並不復雜。而目前一種偏向是計算理論研究得很深，選用的力學模型和力學參數並不符合土體的地質實際，所取得的結果常常不符合實際。

3.土體中洞室穩定性分析方法

土體中修建地下洞室，如隧道、土庫等穩定性問題很早就進行過研究。這些研究出發點都是以洞頂塌落土體作為支護的外載，從而形成了地下工程建築中的荷載支護體系的觀念。好像地下工程建築中的主要土體力學問題，就是尋求給出洞頂土體塌落高度。因此，很多人都在研究洞頂土體塌落高度計算公式。這些研究結果中最有名的要算普氏塌落拱理論，它曾控制達半個世紀之久。現將普氏理論主要內容介紹如下。

普氏塌落拱模型如圖4-14所示，他的理論的基本點如下：

圖4-14 普氏塌落拱力學模型

（1）普氏定義土體抗剪角為土體強度系數，通常稱為普氏系數，即

地質工程學原理

（2）設洞室寬度為2b₁，洞室高度為h，塌落拱寬度為2b₂，支持拱腳的土體與洞壁成

角，則塌落拱半寬為b₂：

地質工程學原理

（3）塌落拱力學平衡條件為

地質工程學原理

地質工程學原理

地質工程學原理

式中：T為水平反力；F為附加抗剪力。

地質工程學原理

（4）當時x＝b₂ 時y＝h_g，則式（4-41）變為

地質工程學原理

將上列結果代入式（4-43）得

地質工程學原理

（5）對h_g取極值得

地質工程學原理

（6）由式（4-47）得知，任一點土壓力為

地質工程學原理

而最大土壓力為

地質工程學原理

在地下工程設計時，則取σ_vmax作為土壓力，設計襯砌厚度。

這個理論有什麼優缺點？在地下工程設計中可否應用？著者認為，首先應該肯定一下，這個理論有可取之處。因為在土體中修建地下洞室，不管是人工的，還是自然的，其穩定的洞形的洞頂都是呈拱形。這就為塌落拱理論提供了實際依據。這證明在地下洞室穩定性核算時，用普氏理論是可行的，但是普氏理論在岩體力學中的應用是不符合實際的。另外，僅有這一點還是不夠的。地下洞室埋深較大時，在施工過程中常常出現有流動變形，即不停止的變形。這是為什麼，普氏理論就回答不了這個問題。這個問題與土體中應力有關，下面討論一下這個問題。

應力極限平衡理論如圖4-15所示，P₀ 為土體中垂直應力，λP₀ 為土體中水平應力，地下洞室周圍土體內應力分布遵循下列規律：

圖4-15 在環境應力作用下隧洞周圍土體內應力分布計算草圖

地質工程學原理

地質工程學原理

地質工程學原理

土體穩定性最低部位位於洞壁處，即r＝a處。如此，求得洞壁土體內應力為

地質工程學原理

地質工程學原理

當θ＝90°時有極值，則

地質工程學原理

地質工程學原理

土體內部變形破壞基本上處於塑性狀態，其破壞判據為

地質工程學原理

洞壁處σ₁＝σ_t，σ₃＝σ_r＝0，如此，極限平衡條件為

地質工程學原理

即當實際地應力大於P₀ 時將出現破壞和流動變形。如果P₀＝γh，則洞壁不產生破壞的最大深度為

地質工程學原理

上述表明，地下洞室穩定性受兩個條件控制：①受塌落拱高度形成的土壓力控制；②受洞壁土體極限條件控制。第一個條件可用普氏理論計算，第二個條件可用上面推導的極限深度公式估算。

上面討論的是完整土體中地下洞室建築問題。當土體內發育有軟弱層面和構造節理時，深埋地下的土體開挖暴露風化後，洞壁土體將沿軟弱層面和節理面產生塌落（圖4-16），在這種情況下僅用上面方法分析洞室穩定性是不夠的。因為在未開挖前土體處於潮濕狀態下，節理面不起作用，可作為連續介質看待，可利用上述理論分析洞室穩定性；如果土體失水處於干硬狀態，節理面將起作用，這種情況下，可利用岩體結構力學中塊體介質力學理論和方法分析。土體力學有時也受結構控制，這一點在實際工作中應該重視。

圖4-16 腰峴河隧道DK613＋350下導洞開挖面素描圖

（據鍾世航，1984）

Ⅷ 桂林岩溶地基穩定性分析評價常用方法

在桂林岩溶區的岩土工程實踐中，岩溶地基穩定性評價分析的常用方法，主要採用以下定性評價和定量評價方法。

1.6.1岩溶地基穩定性定性評價

影響含溶洞岩石地基穩定性的因素很多，有岩體的物理力學性質、構造發育情況（褶皺、斷裂等）、結構面特徵、地下水賦存狀態、溶洞的幾何形態、溶洞頂板承受的荷載（工程荷載及初始應力）、人為影響因素等，它們是地基穩定性分析評價的重要依據。

1.6.1.1斷裂構造

岩溶地基失穩的主要表現形式是岩溶塌陷，可溶性基岩中的斷裂、裂隙的力學性質、構造岩的膠結特性、裂隙發育程度、規模及其與其他構造的組合關系等，在一定程度上控制了岩溶地基的穩定性。斷裂構造的存在，總體來說對岩溶地基穩定性不利。斷裂構造的力學性質、規模、構造岩的膠結特徵、裂隙發育程度及與其他構造的組合關系，在一定的程度上決定了岩溶地基的穩定性。

張性或張扭性斷裂的斷裂面較粗糙，裂口較寬，構造岩多為角礫岩、碎裂岩等，且多呈稜角狀，粒徑相差大，膠結較差，結構較鬆散，孔隙較大，透水性強，對岩溶地基穩定性不利，如桂林市西城區許多岩溶地基的塌陷失穩，均分布在張性或張扭性斷裂帶上或其附近；而壓性或壓扭性斷裂的裂面較平直、光滑、裂口閉合、膠結較好、結構較緻密、透水性差，不利於地下水活動，對地基穩定性影響較小。

1.6.1.2褶皺構造

在縱彎褶皺作用下，較易在褶皺轉折端處形成空隙——虛脫現象，同時在褶皺核部易形成共軛剪節理及張節理，這些部位的空隙及裂面粗糙，膠結較差，地下水活動較頻繁，對含溶洞岩石地基穩定性不利；而平緩的大型褶皺，對地基穩定性影響較小。

1.6.1.3結構面

當含溶洞岩石地基中存在結構面，如節理等，對其穩定性不利。結構面的性質、成因發展、空間分布及組合形態，是影響穩定性的重要因素。一般來說，次生破壞夾層比原生軟弱夾層的力學性質差得多，如再發生泥化作用，則性質更差。若溶洞周邊處出現兩組或兩組以上傾向不同斜交的結構面，就極有可能產生坍落或滑動。例如，2002年8月，位於桂林理工大學（原桂林工學院）附近的屏風山，山體靠近建幹路一側，發育有一洞高約3 m 的溶洞，該溶洞頂部由於存在多組斜交的結構面，頂部突然坍落直徑數米、重達數十噸的石灰岩塊石。

1.6.1.4岩石

當石灰岩呈厚層塊狀，質純，強度高時，並且岩石的走向與溶洞軸線正交或斜交，角度平緩，對地基穩定性影響較小；反之，對地基穩定性不利。桂林市區中心的石灰岩為泥盆紀融縣組灰岩多呈厚層塊狀，質純，強度較高，市區北面和西面分別分布有少量石炭紀泥質灰岩和石炭紀硅質灰岩，這兩類岩石較少岩溶發育。

1.6.1.5溶洞洞體

當溶洞埋藏較深，覆蓋層較厚，洞體較小（與基礎尺寸比較），溶洞呈單體分布，且呈圓形時，對地基穩定性影響較小；反之，對地基穩定性不利。另外，當溶洞內有充填物時，也對地基穩定性有利。

1.6.1.6地下水

地下水是影響含溶洞地基穩定性的重要因素，地下水的活動將降低岩體結構面的強度。當水位變化較大或有承壓水時，也可改變地基溶洞周圍的應力狀態，從而影響地基的穩定性。桂林灕江水位的升降變化，是影響灕江兩岸一級階地岩溶塌陷最重要的影響因素。

1.6.1.7其他因素

人工爆破、人為大幅度降水、交通工具載入或振動、地下工程施工及基坑開挖等產生臨空面而改變溶洞周圍應力狀態、地震（水庫誘發地震）等，都有可能引起溶洞地基的塌陷失穩。

1.6.2岩溶地基穩定性定量評價

定量評價法是在取得詳細的岩土工程勘察資料和岩土體分布情況、物理力學參數的情況下採用的評價方法，一般先由假定條件建立相應的物理力學模型或數學模型，再進行分析計算，依據結果對溶洞頂板穩定性作出評價和判斷。

在工程實踐中，目前常用的方法中，其一般力學機制，可認為是溶洞上部的岩土體整體往下塌陷，即為整體破壞型式。通過溶洞發育規律及溶洞塌陷體的形狀分析還發現，其破壞機制除整體破壞型式以外還有溶洞洞壁內部破壞的型式。

假定溶洞岩石地基呈整體下塌失穩，穩定性評價計算，可按下面方法綜合進行：

1.6.2.1根據溶洞頂板坍塌自行填塞洞體所需厚度進行計算^[2]

洞體頂板被裂隙切割呈塊狀、碎塊狀，頂板塌落後體積松脹，當塌落向上發展到一定高度，洞體可被松脹物自行堵塞。在沒有地下水搬運的情況下，可以認為洞體空間已被支撐而不再向上擴展了。設洞體空間體積為V₀，塌落體體積V，此時塌落高度H 可由下式確定：

V·m = V₀ +V 或 V₀ = V（m -1）

式中：m 為頂板岩石的松脹系數，對岩石取1.1～1.3，視坍落後塊度定；對土取1.05～1.1。

設洞體頂板為中厚灰岩，洞體截面積為F，洞高H₀，假定塌落前後洞體均為圓柱形，則

V₀ =F·H₀,V =F·H

那麼，自行堵塞洞體所需的溶洞頂板安全厚度為：

桂林岩溶區岩土工程理論與實踐

如高度H 以上還有外荷載，則還應加以荷載所需的厚度，才是洞體頂板的安全厚度。

1.6.2.2根據頂板裂隙分布情況，分別對其進行抗彎、抗剪驗算^[2]

（1）當頂板跨中有裂縫，頂板兩端支座處岩石堅固完整時，按懸臂梁計算：

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（2）若裂隙位於支座處，而頂板較完整時，按簡支梁計算：

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（3）若支座和頂板岩層均較完整時，按兩端固定梁計算：

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抗彎驗算：

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抗剪驗算：

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以上各式中：

M——彎距（kM ·m）;

p——頂板所受總荷重p=p₁+p₂+p₃;

p₁——頂板厚為H的岩體自重（kN/m）;

p₂——頂板上覆土層重量（kN/m）;

p₃——頂板上附加荷載（kN/m）；

l——溶—洞跨度（m）

σ——岩體的計算抗彎強度（石灰岩一般為允許抗壓強度的1/8）（kPa）;

f_s——支座處的剪力（kN）;

S——岩體的計算抗剪強度（石灰岩一般為允許抗壓強度的1/12）（kPa）;

b——梁—板的寬度（m）;

H——頂板岩層厚度（m）。

適用范圍：頂板岩層比較完整，強度較高，層理厚，而且已知頂板厚度和裂隙切割情況。

1.6.2.3根據極限平衡條件，按頂板能抵抗受荷載剪切的厚度計算^[2]

F+G = UH S

式中：F——上部荷載傳至頂板的豎向力（kN）;

G——頂板岩土自重（kN）;

U——洞體平面的周長（m）;

S——頂板岩體的抗剪強度，對灰岩一般取抗壓強度的1/12。

1.6.2.4遞線交會法

在剖面上從基礎邊緣按30°～45°擴散角向下作應力傳遞線，當洞體位於該線所確定的應力擴散范圍之外時，可認為洞體不會危及基礎的穩定。由定性評價中的洞體頂板厚跨比（H/L）可知，當集中荷載作用於洞體中軸線，H/L為0.5時，應力擴散線為頂板與洞壁交點的連線，它與水平面夾角相當於混凝土的應力擴散角450；當H/L為0.87時，相當於鬆散介質的應力擴散角300。

1.6.2.5規范法

根據《建築地基基礎設計規范》（GBJ 50007—2002）的第6.5.2條和第6.5.4條規定進行判定。這也是當前岩土工程勘察中用得較多的方法之一。

該規范第6.5.2條規定：在岩溶地區，當基礎底面以下的土層厚度大於3倍獨立基礎底寬，或大於6倍條形基礎底寬，且在使用期間不具備形成土洞的條件時，可不考慮岩溶對地基穩定性的影響。

第6.5.4條規定：當溶洞頂板與基礎底面之間的土層厚度小於本規范第6.5.2條規定的要求時，應根據洞體大小、頂板形狀、岩體結構及強度、洞內充填情況以及岩溶水活動等因素進行洞體穩定性分析，當地質條件符合下列情況之一時，可不考慮溶洞對地基穩定性的影響。

（1）溶洞被密實的沉積物填滿，其承載力超過150 kPa，且無被水沖蝕的可能性；

（2）洞體較小，基礎尺寸大於洞的平面尺寸，並有足夠的支承長度；

（3）微風化的硬質岩石中，洞體頂板厚度接近或大於洞跨。

1.6.2.6含溶洞岩石地基局部破壞型式穩定性分析

上述岩溶地基的穩定性評價計算方法，都是假定含溶洞地基產生整體破壞為前提，且它們沒有考慮溶洞斷面形態、地下水等的影響。在工程實踐中發現，許多含溶洞地基的破壞往往是由局部破壞進而發展到整體破壞，由溶洞內部破壞再發展到外部塌陷失穩。文獻[16]利用彈性理論，推導了岩石地基中溶洞周圍的應力狀態，利用格里菲斯強度理論，對含溶洞岩石地基的穩定性進行了定量計算判別。並且發現基礎底面尺寸、溶洞頂板厚度、溶洞跨度（直徑）、溶洞的斷面形狀對地基穩定性的影響很大，而地下水產生的「真空吸蝕作用」對地基穩定性的影響很小，洞內充填物對地基穩定的作用不明顯。

Ⅸ 土坡的土坡穩定分析

在均質粘性土土坡中往往沿著圓弧面發生旋轉式滑動;在無粘性土和粘性土的復合土坡中，大都沿著折面發生以水平向移動為主的滑坡。凡是土坡中的部分土體沿著滑動面滑動，即屬於整體剪切破壞，它不同於蠕動。蠕動是土坡的表面土層在氣溫變化和凍融作用等影響下，以非常緩慢的速率沿坡面向下移動，並無一明顯的滑動面。為保證河岸、渠道、堤壩等免於滑坡，需進行土坡穩定分析，保證它們具有足夠的安全系數，即潛在滑動面上的抗剪強度與剪應力之比。因此，穩定分析工作需確定土體在靜力或動力作用下的抗剪強度，和進行力學計算以確定滑動面上的應力。顯然這些穩定分析方法只適用於整體剪切破壞，不適用於蠕動。
土體的抗剪強度取決於法向壓力和抗剪強度指標，前者由力學計算來確定，後者由試驗室測定。抗剪強度理論及試驗方法見土的強度。由於土的強度指標會因測定方法和儀器的不同而有較大差別，所以測定方法必須選擇得當，試驗成果才切合實際情況。在選擇試驗方法時，既應考慮到工程類別和校核時期，又需照顧到所採用的計算強度的方法是總應力法還是有效應力法。總應力法是把孔隙壓力的影響包括在總強度指標中，而有效應力法是把孔隙壓力的影響反映在法向有效應力中，而不是反映在有效強度指標中。不管土坡中的土屬於那類，是天然土坡還是人工填築或開挖的土坡，都可用有效應力法來確定土體的強度。有效應力法需估算土體中的孔隙壓力，但已有的有關估算方法的可靠性並不高。因此，一般要求在現場實測孔隙壓力，以校核設計和監視土坡的穩定。總應力法比較簡便，它只適用於確定粘性土坡在施工期、地震期或坡前水位降落期的抗剪強度。它的缺點是不夠嚴謹，其可靠性在很大程度上取決於工程師的經驗。
常用的力學計算方法是極限平衡法，最早由瑞典彼得森(K.E.Petterson)在196年建議的。這種方法的主要步驟是，先假定一個滑動面，然後把滑動土體分成若干垂直條塊，作用在某一條塊上的力表示在圖中。由於所需求得的未知數多於求解的方程，因此，屬於靜不定問題，必須作出相應的假定才能求得作用在條塊底面上的法向力和切向力，從而算出安全系數。早期廣泛採用的瑞典圓弧法假定條塊之間的作用力為零。在實際工程中較多採用的是簡化畢肖普法，它假定條塊之間作用力的合力為水平的。
不論是那種力學計算方法，都需試算若干個滑動面，從中找到安全系數最小的面，就是最危險或潛在滑動面。不過，實際出現的滑動面位置往往並不是算出的最危險滑動面，這從一個方面說明現有的分析方法帶有一定經驗的性質。此外，在根據試驗室成果選取能符合現場情況的強度指標時，也帶有經驗性質。為了留有餘地，安全系數，一般採用1.2～1.5。
土體的重力、地震力和土中水流引起的滲透力或孔隙壓力是引起滑坡的主要因素。利用砂井、砂墊層或平洞等排水設施減少土體中的孔隙壓力是保證土坡穩定的有效補強措施。此外，放緩坡度降低土坡中的剪應力，也是經常採用的一種土坡補強措施。

Ⅹ 土體放坡開挖穩定性怎麼驗算

土體放坡開挖穩定性驗算可採用瑞典條分法、簡化bishop法、Janbu法等方法，其中瑞典條分法較為常用。自己手算還是有點麻煩的，用軟體就很方便了，理正的基坑軟體就可以做這個驗算。