土体稳定性分析的主要方法

Ⅰ 稳定性分析方法中，什么是总应力法，为什么有些分析方法中没有空隙水压力指标

稳定性分析方法中，什么是总应力法，为什么有些分析方法中没有空隙水压力指标
其实从实质上来说，并没有什么差别。只是在表示方法上有所不同，有效应力法在表示的时候需要用总应力减去孔隙水压力，而很多时候没有测定孔隙水压力，都是直接采用总应力法。 通过分析可知：一、在不固结不排水情况下，土体抗剪强度采用两种方法是一样的，也就是有效应力圆和总应力圆的直径相同。二、固结不排水时，土体抗剪强度采用的两种方法采用的参数各不相同，也就是粘聚力和内摩擦角参数都不同。三、固结排水时，总应力总是等于有效应力，也就是说两种方法参数基本一致。 （你是学土木的？）

Ⅱ 土坡稳定有何实际意义影响土坡稳定的因素有哪些

山区的天然山坡，江河的岸坡以及建筑工程中因平整场地、开挖基坑而形成的人工斜坡，由于某些外界不利因素的影响，造成边坡局部土体滑动而丧失稳定性，边坡的坍塌常造成严重的工程事故，并危及人身安全，因此，应选择适当的边坡截面，采取合理的施工方法，必要时还应验算边坡的稳定性以及采取适当的工程措施，以达到保证土坡稳定。减少填挖土方量、缩短工期和安全节约的目的。

影响土坡稳定的因素：

1、外界荷载作用或土坡环境变化等导致土体内部剪应力加大，例如路堑或基坑的开挖，堤坝施工中上部填土荷重的增加，降雨导致土体饱和增加重度，土体内部水的渗透力。坡顶荷载过量或由于地震、打桩等引起的动力荷载等；

2、由于外界各种因素影响导致土体抗剪强度降低，促使土坡失稳破环，例如空袭水压力的升高，气候变化产生的干裂、冻融，黏土夹层因雨水等侵入而软化以及黏性土蠕变导致的土体强度降低等。

(2)土体稳定性分析的主要方法扩展阅读：

在土木工程建筑中，如果土坡失去稳定造成塌方，不仅影响工程进度，有时还会危及人的生命安全，造成工程失事和巨大的经济损失。因此，土坡稳定问题在工程设计和施工中应引起足够的重视。

天然的斜坡、填筑的堤坝以及基坑放坡开挖等问题，都要演算斜坡的稳定性，亦既比较可能滑动面上的剪应力与抗剪强度。这种工作称为稳定性分析。土坡稳定性分析是土力学中重要的稳定分析问题。

Ⅲ 常见土坡稳定分析方法有哪些，其适用条件分别是什么

有极限平衡法、极限分析法和有限元法等。

在边坡稳定性分析中，极限分析法和有限元法都还不够成熟。因此，目前工程实践中基本上都是采用极限平衡法。极限平衡方法分析的一般步骤是：假定斜坡破坏是沿着土体内某一确定的滑裂面滑动，根据滑裂土体的静力平衡条件和莫尔—库伦强度理论。

可以计算出沿该滑裂面滑动的可能性，即土坡稳定安全系数的大小或破坏概率的高低，然后，再系统地选取许多个可能的滑动面，用同样的方法计算其稳定安全系数或破坏概率。稳定安全系数最低或者破坏概率最高的滑动面就是可能性最大的滑动面。

(3)土体稳定性分析的主要方法扩展阅读：

土坡失稳原因

1、土坡所受的作用力发生变化：例如，由于在土坡顶部堆放材料或建造建筑物而使坡顶受荷。或由于打桩振动，车辆行驶、爆破、地震等引起的振动而改变了土坡原来的平衡状态；土体抗剪强度的降低：例如，土体中含水量或超静水压力的增加；

2、静水压力的作用：例如，雨水或地面水流入土坡中的竖向裂缝，对土坡产生侧向压力，从而促进土坡产生滑动。因此，粘性土坡发生裂缝常常是土坡稳定性的不利因素，也是滑坡的预兆之一。

Ⅳ 路基边坡稳定性分析方法中的力学分析法包括哪些方法

边坡稳定性分析力学分析方法
1、 定性分析方法
定性分析方法主要是通过工程地质勘察，分析边坡稳定性的主要影响因素，可能变形破坏方式及失稳力学机制等，对已变形的地质体的成因及演化史进行分析，从而给出被评价边坡的稳定性状况及其发展趋势定性的解释及说明，常用的方法有3种
2、 自然（成因）历史分析法
该方法主要是依据边坡发育的地球环境、边坡发育历史中的各种破坏迹象及基本规律和稳定性影响因素的分析，追溯边坡演变的全过程，对边坡的总状况、趋势和区域性特性作出了评价和预测，对已发生过滑动的边坡，判断其能否复活或转化，它主要用于天然斜坡的稳定性评价。
3、工程类比法
该方法利用已有的自然边坡及人工边坡的稳定性状况及影响因素、有关设计的经验，把这些经验应用到所需要研究的滑坡中去，它是目前应用最多的定性分析方法。

Ⅳ 黄土渠道边坡稳定性问题

边坡稳定性问题是工程界及工程地质界争论已久的一个老问题，至今亦未获得解决。

关于在黄土中修建路堑边坡的稳定性，国内已有不少人在从事研究。在黄土中修建渠道的边坡稳定性问题，基本上与路堑边坡稳定性是相同的。

对已建成的渠道及路堑边坡破坏现象分析得知，边坡破坏方式一般有两种，即在大气降水所产生的地表径流作用下产生边坡侵蚀及由于设计考虑不周和施工不合理而破坏了土体平衡条件引起滑坡现象。边坡侵蚀现象可以用施工措施上加以防治（一般采用打光和抹光法处理较有效）。如果设计上发生错误，则滑坡性边坡破坏在施工上是难以防治的。显然，要想保证所建的边坡稳定可靠，必须作出正确的边坡结构设计，即对边坡稳定性作出正确的预报。下面讨论边坡稳定性预测预报，这里所说的边坡稳定性不包括侵蚀方式边坡破坏问题，而主要是指滑坡破坏所产生的边坡破坏。到目前为止，研究边坡稳定性的一般方法概括起来可分为如下5种：

（1）根据极限不平衡理论，建立严密的数学力学方程式的数学力学分析法：是由雷金（1857）首创，由前苏联B.B.索柯洛夫斯基做了进一步的发展。此种方法在数学力学理论上是严密的。但到目前为止，尚没有发展到能够充分地反映天然土层的复杂的基本特性用来解决实际问题的阶段，故在实践中采用的还不多。

（2）假定破裂面，试算边坡土体平衡条件的半经验法：为库伦（1773）所首创，以后有很多的学者继续进行研究，提出了各式各样破裂面的假定。其目的是简化数学力学分析法，便于实践中应用。因各位学者所研究的土质特性不同，故所提出的假定在实用上具有极大的局限性。如实践中采用最广的圆柱状滑动面的假定，对塑性土体是适用的，对脆性及流性土体便不适用。

（3）根据极限平衡条件，以破裂面作为稳定边坡的数学力学分析法：是前苏联什利亚平等人提出的。从其基本原理上很容易发现其假定本身是不尽完善的。在实际现象中亦常可以见到滑动面所构成的边坡并不稳定。因此，这种假定似乎没有多大必要再继续研究。

（4）工程地质条件对比法：是工程地质工作者及工程技术人员经常采用的一种方法，这是值得重视的一种方法。但有时，由于人工条件超越了天然的及已有的工程条件，在运用上常常遇到困难。这一种方法必须与其他方法结合起来研究才有发展前途。

（5）模型试验法：虽然已有50年的发展历史，但此种方法尚处在研究阶段，但从原则上来讲，是有发展前途的一种方法。

由上述可见，各种方法中皆有其优点及其不足的地方。故在实践中，往往采用多种多样方法来进行比较、研究。应当指出，在采用某种方法进行工作时，必须对各种方法的运用条件首先弄清，否则必将形成主观性和盲目性。在实际工作中，我们亦应防止任意拼凑的现象。

为了解决黄土渠道边坡稳定性问题，我们采用了上述的第二种及第四种方法进行了研究，即通过对已有的黄土边坡稳定性的工程地质现象的考察资料分析，拟定出一种核算黄土渠道边坡稳定性的经验方法，进行黄土渠道边坡稳定性预测。我们除了对已建成的黄土渠道边坡稳定性进行了考察外，又补充对已建成的天兰路、兰银路路堑进行了考察。考察中着重地注意了3个问题：①不同的黄土层中边坡稳定情况；②黄土边坡破坏方式及破裂面的形状；③黄土的结构构造现象，如构造节理，柱状劈理等对边坡稳定性的影响。

对已建成的黄土渠道边坡稳定性情况在渠道考察一文（参看《孙广忠地质工程文选》）中已做了介绍，在讨论边坡稳定性预报原理和方法之前，先来讨论一下路堑边坡稳定性考察结果，路堑边坡考察资料介绍如下：

（1）天兰路路堑主要位于老黄土中。老黄土层上部一般分布有10～20m的新黄土，该线路堑边坡一般为1∶1.0，少数的陡至1∶0.5。

不论路堑所穿过的黄土类型如何，其边坡系数为1∶1.0者，除少数地段（如寒水岔）因地下水活动发生过破坏现象外，一般的皆稳定。而边坡陡于此者则不尽然，有的稳定无事；有的则发生了破坏现象。

图12-1 天兰路几个代表性边坡剖面稳定情况

如图12-1所示，边坡系数为1∶0.5，上覆20m新黄土，下部为老黄土，边坡总高近60m，上部发生了破坏现象，而下部还很稳定。

同一地段附近，路堑边坡系数为1∶0.75者，安全稳定，未发生破坏现象。

（2）兰银路狄家台至兰州段，有如下3种情况（见图12-2）：

a.高10～15m的新黄土路堑，其边坡系数采用1∶0.5者，多不稳定，而采用1∶1.0者则稳定。

图12-2 兰银路（兰州至狄家台段）路堑边坡稳定情况

b.老黄土构成的路堑边坡，高15～20m，边坡系数为1∶0.5者稳定。高30～40m的边坡，边坡系数取1∶0.75的同样亦稳定。

c.上部为10～15m的新黄土，下部为老黄土，老黄土厚30余米的复式土层结构路堑，上部采用1∶1.0的边坡系数，下部采用1∶0.5的边坡系数情况下，边坡未发现破坏现象。反之，上部新黄土部分边坡则发生过破坏现象（图12-2b）。

应当说明一点，边坡破坏多发生在新黄土层中，但老黄土有时因受上部新黄土的影响，有时亦发生破坏。

（3）永登一带已建成的中小型黄土渠道，考察结果得到如下3点概念：①高10m左右的新黄土边坡，在施工时，边坡系数若采用1∶0.5，稳定性不同，破坏现象多发生在边坡顶部，高度大于15m的新黄土边坡在施工时多不稳定；②高度达30～35m的老黄土渠道边坡，施工时，边坡系数采用1∶0.6，并未发现破坏现象；③渠道通过具有构造节理的黄土层时，构造节理面倾向渠槽，节理面倾角大于40°～54°时，常发现发生破坏现象。

（4）临夏北塬渠考察结果，高达15m的老黄土边坡，施工边坡系数采用1∶0.5时，边坡稳定；当高度达30～35m，边坡系数采用1∶0.6，同样稳定。

（5）天然剖面黄土具有柱状壁理时，边坡常为垂直的。悬崖前常存在有块状黄土堆，此概系剖面上黄土沿着垂直壁理面倒塌所形成的。

在野外工作期间，我们除了对黄土边坡稳定性一般概况进行过调查外，并观察了黄土边坡的破坏方式及其破裂面形状。

黄土边坡破坏方式，在极大程度上决定于土层结构及构造特点。黄土边坡破坏方式有3种方式：①均质的及微成层状黄土（不论新的或老的）边坡破坏时多具有一定的破裂面。边坡破坏时，系沿着破裂面向下滑动；②具有构造裂隙的黄土破坏时，则主要系被节理切割成块状的土体沿着裂隙面向下滑动；③具有柱状劈理的黄土构成的边坡破坏时，则主要是以倒塌的方式破坏。

在工作中发现，黄土边坡破坏时，其破裂面的形状有如下3种（图12-3）：

（1）破裂面形状接近于直线形。破裂面倾角多为65°～70°，亦有的小至50°。

图12-3 黄土人工边坡破坏形式

（2）破裂面由两段直线组成的折线状，上部直线段远远大于下部直线段。

（3）其破裂面由两段直线及一小段曲线联成的折曲线状，且上部直线段远远大于其余二部分的组合。

上述（2）及（3）两种破裂面的上部倾角一般的为60°～80°，多为70°～75°，底部倾角常为35°～40°。

上述三种破裂面形状中，不论哪一种，其顶部皆存在着一段垂直的悬臂。悬臂的高度随黄土的类型不同而不同。一般来说，新黄土为0.8～1.2m，老黄土为1.5～2.5m。根据实际考察得知，在边坡高度小于30～40m时，破裂面呈折线状边坡的下部缓倾角折（曲）线部分范围在整个破裂面中所占的比例很小，一般很少超过1/4或1/5。在边坡破坏范围较大或有地下水活动参与作用时，破裂面的实际情况与此大有不同。关于这种类型破裂面的资料还不多，尚不明确。下面我们将着重讨论低边坡的稳定情况。

根据实际观察的资料分析，我们初步得出结论：即黄土渠道低边坡稳定性可以采用直线假定破裂面或平面破裂面的假定来预测。

预测工作中可以采用如图12-4所示的力学计算草图，计算进行黄土边坡稳定性：先假定一定的边坡坡度，在该边坡的不同高度a，b，c等点做不同倾角的假定破裂面，核定其最大稳定高度。如此假定几种边坡系数进行最大的边坡高度核算结果，便得出如表12-1的资料。这个资料经过经验资料校正后，便可作为设计的标准（表12-2）。

图12-4 黄土边坡稳定性核算草图

图12-5 不均质土层边坡稳定性计算草图

黄土层的工程性质计算指标在不同深度处不同。在进行施工边坡稳定核算时，我们建议按图12-5的假定来解决，即假定破裂面上垂直压力为：

地质工程学原理

正压力N_i为：

地质工程学原理

抗剪力为：

地质工程学原理

剪应力S_i为：

地质工程学原理

则斜坡上土体平衡条件可以用式（14-5）来表示，即：

地质工程学原理

式中：h_i为工程性质相同的土层厚度；γ_i为h_i土层内的天然重度；φ_i为h_i土层的内摩擦角；c_i为h_i土层的抗剪力常数；α为假定破裂面倾角；L_i为具有相同c_i的假定破裂面长度L_i=h_i/sinα。以上便为均质的及微成层状的黄土边坡稳定性核算原理及方法。

利用上述方法，我们将陇西典型地段黄土渠道施工边坡核算结果列于表12-1。

表12-1 陇西地区修筑黄土渠道计算边坡极限稳定高度

表中系选用新黄土的γ=12.8～13.0kN/m³，w（水）=10%，φ=21°，c=22kPa，老黄土的γ=13.5～14.0kN/m³，w（水）=15%，φ=27°，c=35kPa。稳定系数K=1.10的作为极限稳定高度。

与前述资料比较，显然，计算结果与考察中所获得的资料大致相符。陇西地区黄土中修筑渠道边坡稳定系数的参考资料见表12-2。边坡稳定性不仅要保证分台阶的稳定性，同时必须保证总边坡的稳定性。总边坡稳定性系由分边坡系数与分边坡高度及台阶宽度所决定。

表12-2 陇西地区修筑黄土渠道边坡稳定性参考资料

陇西地区新黄土与老黄土常叠覆堆积，形成双层结构的土质剖面。这种双层结构的黄土渠道边坡稳定性是值得注意的，即老黄土层上覆有新黄土层时，边坡稳定性有减低的趋势，结合陇西地区新黄土分布情况，我们对老黄土层上覆10～15m的新黄土层的双层结构土质剖面的边坡稳定性进行了核算。结果为双层结构土质剖面的黄土渠道边坡，如果上覆新黄土层部分取极限稳定边坡系数时，则下部老黄土层部分采取相应高度（按总高度）单一土层的极限稳定边坡则不稳定，即其稳定性有降低的趋势。

因此指出，在双层黄土层结构的情况下，在修建工程时，应当特别地注意研究其稳定性。一般地说，上部如果取极限稳定边坡时，则下部应当采用较相应高度单一土层极限稳定边坡缓一些的坡度，或者放缓上部边坡。究竟以何种方案为宜，应当由经济比较来决定。

老黄土中常发育有交叉的构造节理，它对边坡稳定性有很大的影响。

发育有构造节理的黄土边坡，破坏时，边坡土体系沿节理面向下滑落。

在野外考察工作中见到，由发育有构造节理的老黄土组成的边坡破坏时，斜坡上土体沿着节理面向下滑落时的节理面最小倾角（表12-3）。由发育有构造裂隙的老黄土构成的边坡，当倾向渠槽的节理倾角大于38°～40°时，边坡即有破坏的可能性。边坡沿着构造节理面破坏的严重性并不在于边坡上被构造节理切割过的小块土体滑落，而问题在于它有可能引起边坡大规模的破坏（图12-6）。

表12-3 由构造节理较发育的老黄土组成的边坡破坏时节理面最小倾角

老黄土中节理面一般多呈轻微胶结的。然而由于开挖、卸载及风化作用结果，常又呈分离状态。从土的抗剪强度观点出发，此时，沿着节理面的抗剪力常数可以视为零，而其抗剪抵抗主要由内摩擦角来承担。

据此，经我们分析的结果，得到裂隙性黄土渠道施工边坡的稳定性与节理面倾角间关系可以简化如式（12-10）：

地质工程学原理

式中：K为边坡稳定系数；φ为黄土沿着节理面的内摩擦角；α为节理面倾角。

式（12-10）表明在发育有构造裂隙的老黄土中开挖渠道时，其边坡稳定性与边坡的高度关系不大，主要决定于构造节理面的倾角与黄土沿着节理面的内摩擦角之间的关系。

构造节理发育的老黄土抗剪强度一般都很高，其内摩擦角达35°～40°者并不罕见。而且节理是具有一定程度的胶结性，这与上面的观测结果是相符的。

为了工程安全着想，在发育有构造节理的老黄土中开挖渠道时，当裂隙面倾角大于老黄土沿着节理面的内摩擦角时，其边坡角必须放缓至老黄土沿着节理面具有的内摩擦角一致；也可以采用锚固加固，内锚头必须位于穿过构造裂隙面一定深度处。

图12-6 裂隙所引起的边坡破坏

图12-7 发育有柱状裂隙黄土垂直边坡破坏草图

图12-8 具有柱状劈理的黄土倾斜边坡稳定性核算草图

一般地说，陇西黄土的柱状劈理不甚发育，陇东黄土柱状劈理比较发育。

在野外考察时，我们有时见到具有垂直劈理的黄土边坡常呈倒塌式破坏。这种现象稍加分析就不难看出，其原因是由于黄土柱底部的黄土，在上覆柱状土层自重压力下破坏所引起的。如图12-7所示，具有柱状劈理的黄土垂直的边坡高度为h，上覆土层自重为γ，则作用于其底部土层上的压力（Q）为

地质工程学原理

假定底部土体的无侧限抗压强度为p，则高度为h的具有垂直劈理的黄土边坡的稳定性系数（K）为

地质工程学原理

采用式（12-9），用试算法，可以较容易的求得具有垂直劈理的黄土可能保持的最大的边坡高度。发育有柱状劈理的垂直边坡破坏主要是在底部黄土浸水的情况下，故p应取黄土浸水无侧限抗压强度。如果在发育有柱状劈理的黄土中开挖成斜坡，其稳定性可用图12-8所示的力学模型进行稳定性分析。这时柱状劈理底部的黄土抗压强度应采用有侧限抗压强度。

由上述可知，黄土渠道的边坡稳定性是很复杂的问题。在评价黄土渠道边坡稳定性时，只有综合地考虑各种黄土层的特性、结构及构造作用发育情况，确定出正确的预报方法，边坡稳定性才能得到正确的预报结果，否则，将引起不良后果。

黄土渠道边坡一般是低边坡，如果遇到高边坡时，可利用“第四章第二节中所述的土体稳定性分析方法”进行稳定性分析，在此不重述。

Ⅵ 岩溶区土洞地基稳定性分析

岩溶地基的稳定性是岩溶区工程建设的重要问题之一，它直接关系到工程建设的可行性、安全性及工程造价等。目前，对土洞地基稳定性的评价，定性评价较多，定量评价较少。定性评价主要是根据工作者的实践经验，定性分析土洞地基的土层性质与结构、地下水、岩溶发育程度等因素对土洞稳定性的影响。定量评价的方法主要有：①根据土洞坍塌的稳定条件进行评价；②根据试验资料或塌陷因素进行评价。

前一种定量评价方法由于受计算边界条件的影响，有时其计算结果误差较大，而后一种定量评价方法需要较多的试验资料，较繁琐，实践中用得较少。

从已有土洞塌陷的剖面形态来分析，可以判断土洞塌陷的力学机制。目前主要的土洞塌陷的剖面形态有以下4种。

(1)井状：塌陷坑壁陡立呈直筒状；

(2)漏斗状：口大底小，塌陷坑壁呈斜坡状，状如漏斗；

(3)碟状：塌陷坑呈平缓凹陷，面积大，深度小，呈碟形；

(4)坛状：口小肚大、塌陷坑壁呈反坡状；

上述剖面形态为井状、漏斗状、碟状的土洞塌陷，塌陷的力学机制应该属于整体破坏型式，即土洞失稳是从上到下整体同时产生的；而剖面形态为的坛状土洞塌陷，塌陷的力学机制应该是属于局部破坏型式，即该类土洞的塌陷首先是从土洞内壁开始破坏，然后向周围扩展，最后导致整个土洞地基失稳塌陷，形成口小肚大的坛状。

3.2.1 整体破坏型式土洞地基的稳定性

3.2.1.1 坍塌平衡法

土体内部形成空洞前，在垂直应力和水平应力作用下处于自然平衡状态。随着土洞的出现，上部土体失去支撑，应力状态发生变化(图3-1)。

图3-1 土洞顶板稳定性示意图

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

假若土洞平面范围为长条形，作用在土洞顶板上的压力为p₀，那么p₀主要由以下作用力组成：

p₀=G-2F (3-1)

式中：p₀为空洞单位长度顶板上所受的压力(kN/m)；G为空洞单位长度顶板上土层的总重量(kN/m)，G=2aγH；a 为空洞长度的一半(m)；γ为土的重度(kN/m³)；H为地表至溶洞间土层厚度(m)；F为空洞单位长度侧壁的摩阻力(kN/m)；

岩溶区溶洞及土洞对建筑地基的影响

式中：N为楔形体在侧壁上的土压力(可取为土的静止土压力)，N=K₀·γH。

因此，(3-1)式可变为：

p₀=2aγH-γH²·K₀·tgφ-2cH (3-3)

由上式可以看出，当p₀=0时，亦即H增大到一定厚度时，顶板上方土体恰好处于基线平衡状态，若将这时的H称为临界厚度H₀，有：

岩溶区溶洞及土洞对建筑地基的影响

当H＜H₀时，可认为顶板不稳定。

若基底存在附加压力R(如建筑物基底附加应力)，则式(3-1)变为：

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

令p₀=0时，化简式(3-5)得到临界厚度H₀为：

岩溶区溶洞及土洞对建筑地基的影响

当土洞平面范围为圆形时，作用在土洞顶板上的压力p₀为：

p₀=G-F (3-7)

其中：

G=πa²γH；

岩溶区溶洞及土洞对建筑地基的影响

当土洞处于极限平衡状态时，土洞顶板的压力p₀=0，式(3-7)为：

πa²γH-(πaγH²·K₀·tgφ+2πa·cH)=0 (3-8)

化简得土洞地基临界安全厚度H₀为：

岩溶区溶洞及土洞对建筑地基的影响

对比长条形和圆形土洞地基临界安全厚度H₀的式(3-4)和(3-9)，可以发现：圆形土洞比长条形土洞的临界安全厚度要小，更有利于地基的稳定性。

3.2.1.2 成拱分析法

发育于松散土层中的土洞，可认为顶板将成拱形塌落，而其上荷载及土体重量将由拱自身承担。

此时破裂拱高h为：

h=B/f

其中：

岩溶区溶洞及土洞对建筑地基的影响

即

岩溶区溶洞及土洞对建筑地基的影响

3.2.2 局部破坏型式土洞地基的稳定性^[36]

从桂林市土洞塌陷的调查来看，许多土洞塌陷的剖面形状为上小下大的坛状，这就表明该类土洞的破坏是从土洞内壁开始，然后向周围破坏，最后导致土洞地基失稳塌陷。此外，前述土洞地基整体破坏失稳评价，对地下水位变化对土洞稳定性的影响考虑较少，而地下水升降又是土洞地基失稳最主要的影响因素之一。根据桂林市的统计，有一半以上的土洞塌陷失稳与地下水位变化有关。考虑土洞地基局部破坏失稳型式，从弹塑性力学理论出发，分析地基中土洞洞壁周围土体的应力状态，通过计算评价土洞地基的稳定性。

3.2.2.1 土洞地基弹性理论应力分析

3.2.2.1.1 土洞中产生的次生应力

设距地面以下为h处有一半径为a的圆形土洞(h＞6a)。设地基土层是均质的、各向同性的弹性体，为此，可把在地基中的土洞周围土体应力分布问题视作一个双向受压无限板孔的应力分布问题，采用极坐标来求解土洞周围土体应力。此问题的求解应力公式同式(2-1)。

岩溶区溶洞及土洞对建筑地基的影响

圆形断面土洞周边(r=a)处的应力，根据(3-10)式，可得：

岩溶区溶洞及土洞对建筑地基的影响

由(3-11)式可知，在土洞周边处，切向应力σ_θ最大，径向应力σ_r=0，剪应力τ_rθ=0。

从表2-1可看出：当b≫ a，r=6a时，σ_r=0.97p，σ_θ=1.03p，与原始应力误差仅为3%，从工程角度上来说，可满足要求，故可认为其影响半径为r=6a，即在弹性体中，对存在一孔洞，圆孔周边产生应力集中的影响区域为6a半径范围，其余范围可不考虑其影响，仍可按弹性体考虑其应力状态。因此，只要基础底面至土洞中心的距离h大于6a(a 为土洞半径)，就可以用式(2-1)来解决土洞周围土体中的应力分布。

同理，也由下式来求得：在建筑物荷载作用下，地基中土洞周围土体的应力。

岩溶区溶洞及土洞对建筑地基的影响

式中符号意义同前。

3.2.2.1.2 不同土洞断面形状所产生的次生应力

(1)椭圆形断面形状所产生的次生应力：土洞若为椭圆形土洞，其长半轴为a(水平轴)，短半轴为b(竖直轴)，作用在土洞上的垂直应力仍为p，水平应力仍为q，那么，土洞周围任一点的切向应力σ_θ、径向应力σ_r和剪应力τ_rθ值的大小，可根据弹性理论，按椭圆孔复变函数解得。

岩溶区溶洞及土洞对建筑地基的影响

式中：m为椭圆轴比，m=b/a；θ为土洞周边计算点的偏心角(与水平轴夹角)。

从判断土洞稳定性的观点出发，只要找到土洞周边极值点处的应力大小，看其是否超过土体的强度，即可判断其稳定程度。从研究圆形土洞周边应力得知，椭圆形土洞周边应力的两个应力极值仍然在水平轴(θ=0、π)和垂直轴(θ=π/2、3π/2)上。

从式(3-13)中可见，当原始应力(p、q)为定值时，切向应力σ_θ值的大小是随轴比m而变化的，即轴比m是影响应力分布的唯一因素。

例如，当已知垂直方向的原始应力为p，q=0.25p时，计算所得的切向应力随轴比m=b/a的变化情况列于表3-1。

表3-1 椭圆形断面土洞周边应力随轴比的变化Table3-1 Stress variation in soil cave periphery of different axis ellipse

注：负值表示拉应力

(2)其他断面形状土洞所产生的次生应力：岩溶区地基中的土洞断面形状，除了圆形和椭圆形外，还有其他的形状，如近似正方形、矩形、拱形、马蹄形等。对于这些断面形态的土洞，其周围的应力状态较复杂，很难用理论解来表示，目前常用光弹试验或有限元方法等来确定其周围的应力状态。但对于土洞的稳定性判别，只需要土洞周边某些关键点的应力状态，并可根据《岩土工程手册》中的表10-4-2来计算查求，然后对这些关键点进行稳定性判别。

3.2.2.1.3 土洞周围土体稳定性判别及塑性破坏边界

由前述式(3-11)可知，在圆形土洞周边r=a处，σ_r=0，τ_rθ=0，σ_θ值不仅与σ_θ、q有关，而且与θ值也有关。当p、q给定后，σ_θ值的大小将随θ而变化。表3-2列出了圆形土洞周边q=p、p/2、p/3、p/4等不同情况下的σ_θ随θ变化值。

表3-2 圆形土洞不同p、q时σ_θ随θ变化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，在土洞周边处，σ_r=0，σ_rθ=0。且土洞周边上的应力以水平方向的左右两点(θ=0，π)最大，土洞顶底板中央应力最小，并有可能出现拉力。因此，判断土洞周边是否稳定，可找出关键点处的应力值，判别其是否产生破坏，如果关键点处不会产生破坏，则可认为土洞是稳定的；反之，土洞将产生破坏。例如，对圆形土洞而言，即 θ=0、π、3π/2、2π处的应力值是关键点的应力值。

图3-2 土的极限平衡条件

Fig.3-2 The limit equilibrium condition of soil

(1)土洞周边土体的莫尔—库仑准则判别：根据极限应力圆与抗剪强度包线相切的几何关系(图3-2)，可建立以σ₁、σ₃表示土中一点的剪切破坏条件，即土的极限平衡条件。

岩溶区溶洞及土洞对建筑地基的影响

或

岩溶区溶洞及土洞对建筑地基的影响

在土洞周边处，由于τ_rθ=0，

所以σ_θ，σ_r为大、小主应力，σ₁=σ_θ，

σ₃=σ_r=0，得到土的极限平衡条件式如下：

岩溶区溶洞及土洞对建筑地基的影响

(2)土洞破坏区塑性边界：当p ≠ q时，土洞周围土体塑性区的边界为不规则形状，要准确地确定塑性区边界有一定的困难，目前尚无理论解，通常采用近似计算方法确定塑性区边界。其原理为，首先按弹性理论求得土洞周围土体应力，然后将此应力值代入塑性条件，满足塑性条件的区域则为塑性区。这种方法只能近似地求出塑性区边界，求不出塑性区的应力。具体解法如下：

按(3-10)式求出圆形土洞周围土体中的某点处的应力σ_r，σ_θ，τ_rθ；若土洞为椭圆形，则用(3-4)式；若土洞为其他断面形状，可用本书的方法求得关键点处的应力值。

将求得某点的σ_r，σ_θ，τ_τθ代入式(3-16)得到该点处的大、小主应力σ₁、σ₃：

岩溶区溶洞及土洞对建筑地基的影响

最后，将求得的大、小主应力σ₁、σ₃用莫尔—库仑准则进行判别。若土体有破坏的点，则由一系列破坏点所组成的区域为塑性破坏区。

3.2.2.2 应用举例

(1)土洞稳定性判别：某工程假设采用1.6m×1.6m的独立柱基，基础埋深为1m，基底以下为硬塑粘土，地下水为潜水，水位埋深为地面以下1.8m，硬塑粘土承载力标准值f_k=200kPa，粘土重度γ=18kN/m³，粘土饱和重度为γ_sat=18.5kN/m³，黏聚力为c=50kPa，内摩擦角为φ=26°，基底附加应力p₀=180kPa，基础底面以下5.0m处有一洞高为0.60m的土洞，土洞内无充填物，硬塑粘土侧压力系数λ取0.5(图3-3)。

为求土洞周边处的应力，先求得距土洞中心6a处的垂直及水平作用力p、q。

经计算得到式(3-12)各项所需的计算参数：

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)

图3-3 独立柱基下的土洞应力计算

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

硬塑粘土侧压力系数λ取0.5；基底附加压力p₀=180kPa；

则由(3-12)式计算得到：p=72kPa；q=38kPa。

将其代入(3-11)式，得到土洞周边的应力：σ_r=0，τ_rθ=0。

而σ_θ在土洞不同部位，其结果不同(表3-3)。

表3-3 圆形土洞周边应力σ_θ计算结果Table3-3 The result of σ_θ calculation in round soil cave periphery

由于地下水为潜水，其埋深为1.8m，土洞处于静水压力状态，静水压力为P_w=γ_wh_w=10×4.5=45kPa，γ_w为水的重度(kN/m³)；h_w为潜水面至土洞中心的距离(m)。

因此，土洞周边的径向应力σ_r及环向应力σ_θ均应加上静水压力P_w=45kPa。那么，考虑地下水影响时土洞周边的σ_r、σ_θ大小，应该在表3-3 结果的基础上再加上P_w=45kPa，最终结果见表3-4。

表3-4 考虑地下水作用时土洞周边应力Table3-4 Stress in soil cave periphery with the action of groundwater

将上述结果σ_θ、σ_r代入极限平衡条件式(3-16)进行判别：

土洞周边处应力最大的点，当θ=0时，σ_θ=223kPa。

；(安全)]]

(2)地下水位下降对土洞稳定性的影响：对于前述工程，当地下水位下降到土洞底面以下时(如下降5m)，土洞周围土体中的应力将发生变化，式(3-12)的各项计算参数如下：

σ_CA=1.8×4.5=81(kPa)

σ_CB=18×6.3=113.4(kPa)

a_A、a_B、λ、p₀等均不变，

由(3-12)式计算得到：p=97(kPa)；q=59(kPa)。并将其代入(3-11)式得到土洞周边的应力σ_θ，见表3-5(其中σ_r=0，τ_rθ=0)。

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

据(3-16)式知，当θ=0°、15°、30°时；σ_θ=232kPa、222kPa、194kPa，其值均大于极限平衡条件：σ₁=σ_rtg²(45°+φ/2)+2c·tg(45°+φ/2)=160(kPa)。因此，由于地下水位的下降，土洞水平方向两边将出现较大范围的破坏。

由以上分析可知，地下水位升降对土洞地基的稳定性影响很大。前述例子便是由于地下水位下降致使土洞由稳定变为破坏失稳。尽管其基础底面距离到溶洞顶板距离达5m(大于3倍独立基础宽度3×1.6=4.8m)，也符合《岩土工程勘察规范》GB50021—2001的第5.1.10条第一款或《建筑地基基础设计规范》GB50007—2002 的第6.5.2条规定：“在岩溶区，当基础底面以下的土层厚度大于三倍独立基础底宽，或大于六倍条形基础底宽，且在使用期间不具形成土洞条件时，可不考虑岩溶对地基稳定性的影响”。但是由于地下水位的变化，土洞周围土体中的应力状态将产生改变，从而使下覆土洞破坏，导致地基失稳。

由上分析可知，在岩溶区，对于土洞地基，地基在自重应力和附加应力的作用下，土洞周围土体将产生应力集中。土洞地基的稳定性分析评价，可利用本文中由弹性理论推求的有关方法，得到土洞周围土体的应力状态，再利用莫尔—库仑屈服准则进行土洞周围土体稳定性计算判别。地下水位发生变化，将使土洞周围土体的应力状态产生显着改变，并有可能最终导致地基破坏或失稳。有些土洞地基，即使符合《岩土工程勘察规范》GB50021—2001的第5.1.10条第一款或《建筑地基基础设计规范》GB50007—2002 第6.5.2条的有关规定，认为可不考虑土洞影响的地基，也还应该对土洞地基进行定量计算判别，尤其是存在地下水时，更应引起重视。建议对规范中该部分内容再进一步研究并修订。

Ⅶ 土体力学分析理论

目前进行土体力学分析时，一般都采用连续介质力学方法，多数情况下这是对的。可是在有一些情况下就不对，如在边坡和地下洞室中，常常见到块体塌方和黄土直立边坡崩塌破坏，这就不能用连续介质力学模型能处理的。它们是属于块裂介质力学，因此在进行土体力学分析时必须根据土体结构和土体赋存环境条件分析其力学介质，结合土体工程特点，给出合适的力学模型进行分析才能取得符合实际结果，不能千篇一律地都采用连续介质力学方法进行分析。根据土体结构及土体在环境应力改变时，其力学作用方式和规律类型的不同，可将土体划分为若干土体力学介质类型。根据作者的经验和认识，目前可将土体划分为三种力学介质：①连续介质；②楔形体块裂介质；③柱状体块裂介质。划分条件及其力学作用规律示于表4-3，这是土体力学分析的基本依据。

表4-3 土体力学介质划分

1.土体地基工程变形分析方法

地基工程变形是土力学讨论十分深入的一个问题。一般来说，地基变形可用下面方法估算。这个方法不论对均质土体或者是不均质土体地基都适用，这个方法称为分层总合法。具体方法如下：

（1）将变形土体分成适当数目的水平层，对多层结构土体来说，可对应土层界面及应力变化点来分层（图4-8）。

图4-8 固结沉降计算示意图

（2）计算每一水平层的有效附加应力。为实用起见，每层值可取在该层中心深度处。

（3）计算每一水平层的附加垂直应力平均值。如果每层厚度与地基宽比较起来很小的话，Δσ_z的平均值可以取分层的中心深度应力值。因为应力分布与土体特性无关，故均质土体和多层土体内应力计算可用同样方法。

（4）计算由于附加垂直应力引起的每一水平层厚度的压缩量ΔH：

地质工程学原理

或

地质工程学原理

（5）基础下任一深度处沉降变形一等于这一点以上各水平层沉降变量为之和，即

地质工程学原理

这个方法把不均匀性影响考虑进去了，是目前估算地基工程变形比较通用的方法。

2.土体边坡工程稳定性分析方法

目前土体边坡稳定性分析方法有许多种，最常用的是圆弧滑动面法。1958～1960年，着者在西北黄土区进行渠道地质工程建设研究过程中，曾对西北黄土边坡力学问题进行过一系列的调查研究，收集了大量的边坡破坏资料。对所收集的资料进行分析后得到了一个重要认识，即西北黄土边坡产生滑坡的力学过程是：上部土体塌落，边坡部分土体受挤压而产生滑落。这一过程的力学机理可用图4-9来说明，上部为塌落应力区，下部为滑落应力区，中间为过渡区。塌落区内应力σ₁ 方向大致与地面垂直，滑落区内应力σ₁ 方向大致与边坡面平行。根据土体平衡理论，塌落应力区破裂面与σ₁ 方向成45－ψ/2角，ψ为抗剪角；滑落应力区破裂面与σ₁ 成45-ψ/2角，在边坡情况下则与边坡面成45-ψ/2角；过渡区为共轭破裂面交角，即（45-ψ/2）＋（45-ψ/2）＝90-ψ。据此可以绘制出土体边坡理论破裂面轮廓。在理论上，土体内理论破裂面不是一条，而是一组（图4-10）。当土体某一个或几个理论破裂面失稳时便产生滑坡，边坡产生破坏。图4-11是这个理论的一个例证。该边坡内同时有三个破裂面达到破坏条件，因此产生了三个台阶状破坏。由此可知，在进行边坡稳定性分析时，不能仅核算通过坡脚的理论破裂而产生边坡破坏可能性问题，而且应该对如图4-10所示的各个理论破裂面破坏可能性进行核算，找出最危险或者说稳定性最低的破裂面，给出稳定性系数，评价边坡稳定性。下面具体谈一下理论破裂面图解法绘制方法。如图4-12所示：

图4-9 边坡土体滑坡作用的力学机理草图

图4-10 黄土边坡的理论破裂面组合

图4-11 宝鸡瞿家台黄土边坡的破坏（坡高18m）

图4-12 宝鸡瞿家台黄土边坡稳定性核算结果

（1）按比例作出边坡几何外形AOD。

（2）利用抗剪试验结果，求出不同深度处抗剪角，注于高程坐标尺上，抗剪角ψ既可以利用公式

地质工程学原理

计算，亦可以用图解法求得。

（3）利用高度坐标尺上注的抗剪角ψ，分段作理论破裂面AB，OC及DC，OB、AB段理论破裂面与边坡面成45－ψ/2，OC，DC段理论破裂面与垂直方向成45－ψ/2角。将BC间划分为若干等份并与O点联线，由B点向上依次作90－ψ包线，交OC线于C点再由C点向上作DC线。至此即完成一条理论破裂面曲线。

图4-12为瞿家台黄土边坡稳定性核算绘制的理论破裂面，绘制的理论破裂面与图4-11所示的实测结果基本一致。绘制的理论破裂面上部为90°，迅速转变为80°，中部为65°，下部为45°；图4-11所示的实测剖面的上部为80°～90°，中部为65°，下部为45°。显然，上述方法是可信的。有了上述的理论破裂面，就可以利用图解法或代数法求各个理论破裂面的稳定性，核算边坡稳定性。上面介绍的是完整结构土体边坡稳定性分析方法。对完整土体来说这个方法是可信的，当土体内发育有软弱层面或节理面的情况下就不行了。常见的受软弱层面和节理面控制下的破坏有如下两种情况：

（1）如图4-13a所示的受软弱层面和节理面控制下破坏；

（2）如图4-13b所示受垂直节理或裂缝控制下的塌落。

图4-13 黄土土体破坏示意图

这两种边坡破坏类型不仅见于黄土区，而在许多黏性土地区也常见到。受构造节理和软弱层面控制产生的破坏系沿弱面下滑。它完全符合库仑定律，可以很简单地利用斜面滑动极限平衡原理分析边坡稳定性。问题在于在野外就要鉴别出这种地质模型。有了地质模型，就可以很容易转化为力学模型，力学计算是很简单的，可用公式（4-34）进行。

图4-13b所示的垂直裂缝控制下的边坡塌落条件，可以通过坡脚土体压致拉裂破坏判据来分析其稳定性，即

地质工程学原理

式中：σ_c为土体单轴抗压强度；γ_i，h_i 为各分层土体重度及分层厚度。

土体边坡稳定性分析的关键是搞清地质模型，合理的抽象出力学模型，选定合理的力学参数，计算工作并不复杂。而目前一种偏向是计算理论研究得很深，选用的力学模型和力学参数并不符合土体的地质实际，所取得的结果常常不符合实际。

3.土体中洞室稳定性分析方法

土体中修建地下洞室，如隧道、土库等稳定性问题很早就进行过研究。这些研究出发点都是以洞顶塌落土体作为支护的外载，从而形成了地下工程建筑中的荷载支护体系的观念。好像地下工程建筑中的主要土体力学问题，就是寻求给出洞顶土体塌落高度。因此，很多人都在研究洞顶土体塌落高度计算公式。这些研究结果中最有名的要算普氏塌落拱理论，它曾控制达半个世纪之久。现将普氏理论主要内容介绍如下。

普氏塌落拱模型如图4-14所示，他的理论的基本点如下：

图4-14 普氏塌落拱力学模型

（1）普氏定义土体抗剪角为土体强度系数，通常称为普氏系数，即

地质工程学原理

（2）设洞室宽度为2b₁，洞室高度为h，塌落拱宽度为2b₂，支持拱脚的土体与洞壁成

角，则塌落拱半宽为b₂：

地质工程学原理

（3）塌落拱力学平衡条件为

地质工程学原理

地质工程学原理

地质工程学原理

式中：T为水平反力；F为附加抗剪力。

地质工程学原理

（4）当时x＝b₂ 时y＝h_g，则式（4-41）变为

地质工程学原理

将上列结果代入式（4-43）得

地质工程学原理

（5）对h_g取极值得

地质工程学原理

（6）由式（4-47）得知，任一点土压力为

地质工程学原理

而最大土压力为

地质工程学原理

在地下工程设计时，则取σ_vmax作为土压力，设计衬砌厚度。

这个理论有什么优缺点？在地下工程设计中可否应用？着者认为，首先应该肯定一下，这个理论有可取之处。因为在土体中修建地下洞室，不管是人工的，还是自然的，其稳定的洞形的洞顶都是呈拱形。这就为塌落拱理论提供了实际依据。这证明在地下洞室稳定性核算时，用普氏理论是可行的，但是普氏理论在岩体力学中的应用是不符合实际的。另外，仅有这一点还是不够的。地下洞室埋深较大时，在施工过程中常常出现有流动变形，即不停止的变形。这是为什么，普氏理论就回答不了这个问题。这个问题与土体中应力有关，下面讨论一下这个问题。

应力极限平衡理论如图4-15所示，P₀ 为土体中垂直应力，λP₀ 为土体中水平应力，地下洞室周围土体内应力分布遵循下列规律：

图4-15 在环境应力作用下隧洞周围土体内应力分布计算草图

地质工程学原理

地质工程学原理

地质工程学原理

土体稳定性最低部位位于洞壁处，即r＝a处。如此，求得洞壁土体内应力为

地质工程学原理

地质工程学原理

当θ＝90°时有极值，则

地质工程学原理

地质工程学原理

土体内部变形破坏基本上处于塑性状态，其破坏判据为

地质工程学原理

洞壁处σ₁＝σ_t，σ₃＝σ_r＝0，如此，极限平衡条件为

地质工程学原理

即当实际地应力大于P₀ 时将出现破坏和流动变形。如果P₀＝γh，则洞壁不产生破坏的最大深度为

地质工程学原理

上述表明，地下洞室稳定性受两个条件控制：①受塌落拱高度形成的土压力控制；②受洞壁土体极限条件控制。第一个条件可用普氏理论计算，第二个条件可用上面推导的极限深度公式估算。

上面讨论的是完整土体中地下洞室建筑问题。当土体内发育有软弱层面和构造节理时，深埋地下的土体开挖暴露风化后，洞壁土体将沿软弱层面和节理面产生塌落（图4-16），在这种情况下仅用上面方法分析洞室稳定性是不够的。因为在未开挖前土体处于潮湿状态下，节理面不起作用，可作为连续介质看待，可利用上述理论分析洞室稳定性；如果土体失水处于干硬状态，节理面将起作用，这种情况下，可利用岩体结构力学中块体介质力学理论和方法分析。土体力学有时也受结构控制，这一点在实际工作中应该重视。

图4-16 腰岘河隧道DK613＋350下导洞开挖面素描图

（据钟世航，1984）

Ⅷ 桂林岩溶地基稳定性分析评价常用方法

在桂林岩溶区的岩土工程实践中，岩溶地基稳定性评价分析的常用方法，主要采用以下定性评价和定量评价方法。

1.6.1岩溶地基稳定性定性评价

影响含溶洞岩石地基稳定性的因素很多，有岩体的物理力学性质、构造发育情况（褶皱、断裂等）、结构面特征、地下水赋存状态、溶洞的几何形态、溶洞顶板承受的荷载（工程荷载及初始应力）、人为影响因素等，它们是地基稳定性分析评价的重要依据。

1.6.1.1断裂构造

岩溶地基失稳的主要表现形式是岩溶塌陷，可溶性基岩中的断裂、裂隙的力学性质、构造岩的胶结特性、裂隙发育程度、规模及其与其他构造的组合关系等，在一定程度上控制了岩溶地基的稳定性。断裂构造的存在，总体来说对岩溶地基稳定性不利。断裂构造的力学性质、规模、构造岩的胶结特征、裂隙发育程度及与其他构造的组合关系，在一定的程度上决定了岩溶地基的稳定性。

张性或张扭性断裂的断裂面较粗糙，裂口较宽，构造岩多为角砾岩、碎裂岩等，且多呈棱角状，粒径相差大，胶结较差，结构较松散，孔隙较大，透水性强，对岩溶地基稳定性不利，如桂林市西城区许多岩溶地基的塌陷失稳，均分布在张性或张扭性断裂带上或其附近；而压性或压扭性断裂的裂面较平直、光滑、裂口闭合、胶结较好、结构较致密、透水性差，不利于地下水活动，对地基稳定性影响较小。

1.6.1.2褶皱构造

在纵弯褶皱作用下，较易在褶皱转折端处形成空隙——虚脱现象，同时在褶皱核部易形成共轭剪节理及张节理，这些部位的空隙及裂面粗糙，胶结较差，地下水活动较频繁，对含溶洞岩石地基稳定性不利；而平缓的大型褶皱，对地基稳定性影响较小。

1.6.1.3结构面

当含溶洞岩石地基中存在结构面，如节理等，对其稳定性不利。结构面的性质、成因发展、空间分布及组合形态，是影响稳定性的重要因素。一般来说，次生破坏夹层比原生软弱夹层的力学性质差得多，如再发生泥化作用，则性质更差。若溶洞周边处出现两组或两组以上倾向不同斜交的结构面，就极有可能产生坍落或滑动。例如，2002年8月，位于桂林理工大学（原桂林工学院）附近的屏风山，山体靠近建干路一侧，发育有一洞高约3 m 的溶洞，该溶洞顶部由于存在多组斜交的结构面，顶部突然坍落直径数米、重达数十吨的石灰岩块石。

1.6.1.4岩石

当石灰岩呈厚层块状，质纯，强度高时，并且岩石的走向与溶洞轴线正交或斜交，角度平缓，对地基稳定性影响较小；反之，对地基稳定性不利。桂林市区中心的石灰岩为泥盆纪融县组灰岩多呈厚层块状，质纯，强度较高，市区北面和西面分别分布有少量石炭纪泥质灰岩和石炭纪硅质灰岩，这两类岩石较少岩溶发育。

1.6.1.5溶洞洞体

当溶洞埋藏较深，覆盖层较厚，洞体较小（与基础尺寸比较），溶洞呈单体分布，且呈圆形时，对地基稳定性影响较小；反之，对地基稳定性不利。另外，当溶洞内有充填物时，也对地基稳定性有利。

1.6.1.6地下水

地下水是影响含溶洞地基稳定性的重要因素，地下水的活动将降低岩体结构面的强度。当水位变化较大或有承压水时，也可改变地基溶洞周围的应力状态，从而影响地基的稳定性。桂林漓江水位的升降变化，是影响漓江两岸一级阶地岩溶塌陷最重要的影响因素。

1.6.1.7其他因素

人工爆破、人为大幅度降水、交通工具加载或振动、地下工程施工及基坑开挖等产生临空面而改变溶洞周围应力状态、地震（水库诱发地震）等，都有可能引起溶洞地基的塌陷失稳。

1.6.2岩溶地基稳定性定量评价

定量评价法是在取得详细的岩土工程勘察资料和岩土体分布情况、物理力学参数的情况下采用的评价方法，一般先由假定条件建立相应的物理力学模型或数学模型，再进行分析计算，依据结果对溶洞顶板稳定性作出评价和判断。

在工程实践中，目前常用的方法中，其一般力学机制，可认为是溶洞上部的岩土体整体往下塌陷，即为整体破坏型式。通过溶洞发育规律及溶洞塌陷体的形状分析还发现，其破坏机制除整体破坏型式以外还有溶洞洞壁内部破坏的型式。

假定溶洞岩石地基呈整体下塌失稳，稳定性评价计算，可按下面方法综合进行：

1.6.2.1根据溶洞顶板坍塌自行填塞洞体所需厚度进行计算^[2]

洞体顶板被裂隙切割呈块状、碎块状，顶板塌落后体积松胀，当塌落向上发展到一定高度，洞体可被松胀物自行堵塞。在没有地下水搬运的情况下，可以认为洞体空间已被支撑而不再向上扩展了。设洞体空间体积为V₀，塌落体体积V，此时塌落高度H 可由下式确定：

V·m = V₀ +V 或 V₀ = V（m -1）

式中：m 为顶板岩石的松胀系数，对岩石取1.1～1.3，视坍落后块度定；对土取1.05～1.1。

设洞体顶板为中厚灰岩，洞体截面积为F，洞高H₀，假定塌落前后洞体均为圆柱形，则

V₀ =F·H₀,V =F·H

那么，自行堵塞洞体所需的溶洞顶板安全厚度为：

桂林岩溶区岩土工程理论与实践

如高度H 以上还有外荷载，则还应加以荷载所需的厚度，才是洞体顶板的安全厚度。

1.6.2.2根据顶板裂隙分布情况，分别对其进行抗弯、抗剪验算^[2]

（1）当顶板跨中有裂缝，顶板两端支座处岩石坚固完整时，按悬臂梁计算：

桂林岩溶区岩土工程理论与实践

（2）若裂隙位于支座处，而顶板较完整时，按简支梁计算：

桂林岩溶区岩土工程理论与实践

（3）若支座和顶板岩层均较完整时，按两端固定梁计算：

桂林岩溶区岩土工程理论与实践

抗弯验算：

桂林岩溶区岩土工程理论与实践

抗剪验算：

桂林岩溶区岩土工程理论与实践

以上各式中：

M——弯距（kM ·m）;

p——顶板所受总荷重p=p₁+p₂+p₃;

p₁——顶板厚为H的岩体自重（kN/m）;

p₂——顶板上覆土层重量（kN/m）;

p₃——顶板上附加荷载（kN/m）；

l——溶—洞跨度（m）

σ——岩体的计算抗弯强度（石灰岩一般为允许抗压强度的1/8）（kPa）;

f_s——支座处的剪力（kN）;

S——岩体的计算抗剪强度（石灰岩一般为允许抗压强度的1/12）（kPa）;

b——梁—板的宽度（m）;

H——顶板岩层厚度（m）。

适用范围：顶板岩层比较完整，强度较高，层理厚，而且已知顶板厚度和裂隙切割情况。

1.6.2.3根据极限平衡条件，按顶板能抵抗受荷载剪切的厚度计算^[2]

F+G = UH S

式中：F——上部荷载传至顶板的竖向力（kN）;

G——顶板岩土自重（kN）;

U——洞体平面的周长（m）;

S——顶板岩体的抗剪强度，对灰岩一般取抗压强度的1/12。

1.6.2.4递线交会法

在剖面上从基础边缘按30°～45°扩散角向下作应力传递线，当洞体位于该线所确定的应力扩散范围之外时，可认为洞体不会危及基础的稳定。由定性评价中的洞体顶板厚跨比（H/L）可知，当集中荷载作用于洞体中轴线，H/L为0.5时，应力扩散线为顶板与洞壁交点的连线，它与水平面夹角相当于混凝土的应力扩散角450；当H/L为0.87时，相当于松散介质的应力扩散角300。

1.6.2.5规范法

根据《建筑地基基础设计规范》（GBJ 50007—2002）的第6.5.2条和第6.5.4条规定进行判定。这也是当前岩土工程勘察中用得较多的方法之一。

该规范第6.5.2条规定：在岩溶地区，当基础底面以下的土层厚度大于3倍独立基础底宽，或大于6倍条形基础底宽，且在使用期间不具备形成土洞的条件时，可不考虑岩溶对地基稳定性的影响。

第6.5.4条规定：当溶洞顶板与基础底面之间的土层厚度小于本规范第6.5.2条规定的要求时，应根据洞体大小、顶板形状、岩体结构及强度、洞内充填情况以及岩溶水活动等因素进行洞体稳定性分析，当地质条件符合下列情况之一时，可不考虑溶洞对地基稳定性的影响。

（1）溶洞被密实的沉积物填满，其承载力超过150 kPa，且无被水冲蚀的可能性；

（2）洞体较小，基础尺寸大于洞的平面尺寸，并有足够的支承长度；

（3）微风化的硬质岩石中，洞体顶板厚度接近或大于洞跨。

1.6.2.6含溶洞岩石地基局部破坏型式稳定性分析

上述岩溶地基的稳定性评价计算方法，都是假定含溶洞地基产生整体破坏为前提，且它们没有考虑溶洞断面形态、地下水等的影响。在工程实践中发现，许多含溶洞地基的破坏往往是由局部破坏进而发展到整体破坏，由溶洞内部破坏再发展到外部塌陷失稳。文献[16]利用弹性理论，推导了岩石地基中溶洞周围的应力状态，利用格里菲斯强度理论，对含溶洞岩石地基的稳定性进行了定量计算判别。并且发现基础底面尺寸、溶洞顶板厚度、溶洞跨度（直径）、溶洞的断面形状对地基稳定性的影响很大，而地下水产生的“真空吸蚀作用”对地基稳定性的影响很小，洞内充填物对地基稳定的作用不明显。

Ⅸ 土坡的土坡稳定分析

在均质粘性土土坡中往往沿着圆弧面发生旋转式滑动;在无粘性土和粘性土的复合土坡中，大都沿着折面发生以水平向移动为主的滑坡。凡是土坡中的部分土体沿着滑动面滑动，即属于整体剪切破坏，它不同于蠕动。蠕动是土坡的表面土层在气温变化和冻融作用等影响下，以非常缓慢的速率沿坡面向下移动，并无一明显的滑动面。为保证河岸、渠道、堤坝等免于滑坡，需进行土坡稳定分析，保证它们具有足够的安全系数，即潜在滑动面上的抗剪强度与剪应力之比。因此，稳定分析工作需确定土体在静力或动力作用下的抗剪强度，和进行力学计算以确定滑动面上的应力。显然这些稳定分析方法只适用于整体剪切破坏，不适用于蠕动。
土体的抗剪强度取决于法向压力和抗剪强度指标，前者由力学计算来确定，后者由试验室测定。抗剪强度理论及试验方法见土的强度。由于土的强度指标会因测定方法和仪器的不同而有较大差别，所以测定方法必须选择得当，试验成果才切合实际情况。在选择试验方法时，既应考虑到工程类别和校核时期，又需照顾到所采用的计算强度的方法是总应力法还是有效应力法。总应力法是把孔隙压力的影响包括在总强度指标中，而有效应力法是把孔隙压力的影响反映在法向有效应力中，而不是反映在有效强度指标中。不管土坡中的土属于那类，是天然土坡还是人工填筑或开挖的土坡，都可用有效应力法来确定土体的强度。有效应力法需估算土体中的孔隙压力，但已有的有关估算方法的可靠性并不高。因此，一般要求在现场实测孔隙压力，以校核设计和监视土坡的稳定。总应力法比较简便，它只适用于确定粘性土坡在施工期、地震期或坡前水位降落期的抗剪强度。它的缺点是不够严谨，其可靠性在很大程度上取决于工程师的经验。
常用的力学计算方法是极限平衡法，最早由瑞典彼得森(K.E.Petterson)在196年建议的。这种方法的主要步骤是，先假定一个滑动面，然后把滑动土体分成若干垂直条块，作用在某一条块上的力表示在图中。由于所需求得的未知数多于求解的方程，因此，属于静不定问题，必须作出相应的假定才能求得作用在条块底面上的法向力和切向力，从而算出安全系数。早期广泛采用的瑞典圆弧法假定条块之间的作用力为零。在实际工程中较多采用的是简化毕肖普法，它假定条块之间作用力的合力为水平的。
不论是那种力学计算方法，都需试算若干个滑动面，从中找到安全系数最小的面，就是最危险或潜在滑动面。不过，实际出现的滑动面位置往往并不是算出的最危险滑动面，这从一个方面说明现有的分析方法带有一定经验的性质。此外，在根据试验室成果选取能符合现场情况的强度指标时，也带有经验性质。为了留有余地，安全系数，一般采用1.2～1.5。
土体的重力、地震力和土中水流引起的渗透力或孔隙压力是引起滑坡的主要因素。利用砂井、砂垫层或平洞等排水设施减少土体中的孔隙压力是保证土坡稳定的有效补强措施。此外，放缓坡度降低土坡中的剪应力，也是经常采用的一种土坡补强措施。

Ⅹ 土体放坡开挖稳定性怎么验算

土体放坡开挖稳定性验算可采用瑞典条分法、简化bishop法、Janbu法等方法，其中瑞典条分法较为常用。自己手算还是有点麻烦的，用软件就很方便了，理正的基坑软件就可以做这个验算。