变形与稳定范文

变形与稳定范文（精选8篇）

变形与稳定 第1篇

关键词：软土地基,变形,稳定性,预测,路堤

1 软土地基路堤变形分析

1.1 解析法

基于弹性理论的路堤最终固结沉降量的计算公式已有很多种。如e—p压缩试验曲线或压缩模量E或压缩系数建立的分层总和法公式, 考虑在土体应力影响的情况下按e—log (p) 压缩曲线建立的公式, 弗洛林、Egorovl、黄文熙、Davis和Poulos以及魏汝龙等许多学者根据广义虎克定律得出二维 (平面应变问题) 和三维沉降计算公式, Lambe, Marr等提出的应力路径法, Skempton和Bjerum提出的用三轴不排水条件下得出的三维孔隙水压力计算最终固结沉降的方法等。此外, 还有根据半无限均质线弹性体推导得出的弹性理论公式。上述这些公式中的土中应力都需根据线弹性理论进行计算。目前, 工程中采用一维固结沉降公式计算地基的最终固结沉降较为普遍。但是, 当可压缩土层是很厚的软黏土时, 采用这种方法将会引起很大的误差。

1.2 数值分析法

太沙基一维固结理论计算地基沉降随时间而发生的变化, 这一方法具有概念明确, 计算简便等特点, 从而成为许多教材和规范推荐的方法。

Rendulic将Terzaghi的一维固结理论推广到二维和三维的情况, 得出Terzaghi-Rendulic固结理论。这种理论未考虑应力与应变需要满足的相容条件, 最后得出的固结方程只含孔隙压力一个变量, 其形式与热传导方程或扩散方程一致, 称为拟三维固结理论。Biot直接从弹性理论出发导出了三维固结理论方程, 确保了土中应力与应变所满足的相容条件, 被称为真三维固结理论。以后的发展除了考虑骨架变形的流变性、非线性和大变形等复杂化的因素外, 并无实质性的不同。

二维或三维固结理论或Biot固结理论结合多种本构模型建立数值分析法。关于地基沉降的数值分析方法, 国内外学者也做了大量研究工作。计算机技术的飞速发展, 使一些能较真实地反映地基土体的应力应变特征及变形—时间特征的本构模型 (如Duncan-chang模型、Cam-clay模型、各种粘弹塑模型) 和固结模型 (Biot理论) 在数值分析中得到了运用。

1.3 经验推算法

根据实测沉降时间过程, 采用不同的数学方法模拟和预测地基沉降随时间而变化的过程的方法有双曲线法、指数曲线法、三点法、新野法和二次多项式法等。近来又出现了建立在模糊数学基础上的时间序列法、神经网络法等。

1.4 存在的问题

以上几种方法互为补充, 已成为地基沉降计算的主要手段。而且随着工程实践的发展, 尚在不断地创新。然而, 由于土体本身具有的复杂性, 以及各种工程条件的不确定性, 从工程建设的发展和要求来看 (尤其是对高速公路这类对沉降计算要求精度高的情况) , 现有沉降计算方法还有许多问题有待研究。

而对路堤工程来说, 水平位移的研究不可忽视。一维太沙基理论和基于实测沉降时间过程线的各种经验推算法只考虑沉降问题, 不能计算路堤的水平位移, 而数值分析法一般能计算路堤的水平位移。

2 软土地基路堤稳定性分析

目前多用圆弧滑动法为代表的极限平衡法来验算其稳定性, 也有不少学者采用滑移线法分析地基承载力和稳定性。陈庆中等结合有限元法、极限平衡理论和常微分方程的数值解法等, 提出用于土坡稳定的滑移线数值分析法, 该方法考虑土的应力应变关系和土坡失稳的破坏形式, 从分析土坡应力分布的变化入手, 直接确定临界滑裂面的位置, 进而计算土坡总体安全系数。

随着近代计算技术的发展, 用有限元法来分析土坡的应力和应变, 以及用有限元法结合圆弧法进行稳定验算的方法也日益增多。O.C.Zlenklewicz分别采用相适应的流动法则和不相适应的流动法则进行路堤的有限元分析, 并且考虑了时间效应, 他们假定土的内摩擦角φ为常值, 然后逐步减小粘聚力C值, 以求各结点的应力和位移, 这样可以得到路堤破坏时所需的最低粘聚力, 再进行圆弧分析, 发现两者得到的结果非常接近。杨小礼等在上限定理的基础上, 将路堤离散为三角形单元, 在单元中构造线性速度场, 根据相关联流动法则以及边界条件建立约束方程, 引入数学规划方法寻求路堤承载力的上限解。

总体而言, 软土地基路堤的稳定性分析采用上述极限平衡分析法和有限元等数值方法, 但这些方法都未能充分考虑填土的加载过程。软土地基路堤的稳定性和施工时的加荷速率有密切的关系, 加载过程中, 一方面地基土的强度因固结而提高, 另一方面剪应力也在增大。另外, 目前加筋路堤得到广泛应用, 但采用极限分析法和数值法在分析加筋路堤稳定性方面还有很多工作要做, 因为目前分析加筋路堤的稳定系数与未加筋情况提高无几, 而工程实践却表明加筋后路堤的稳定性提高很多。

3 软土地基路堤变形和稳定性的预测

3.1 变形预测

在软土地基路堤填筑施工中, 变形监测起着很重要的作用。由于路堤填筑施工时现场监测的时间序列数据中蕴含着系统演化的信息, 所以期望能从这些数据中找出其蕴含的规律, 并用已知的观测数据来预测系统未来的发展动态, 即利用施工中监测的信息来预测可能变形和稳定性等信息。

但缺点就是预测模型一旦确立, 模型参数保持不变, 另外与前期实测沉降的数据也有很大关系, 从而可能导致沉降预测精度不高, 这就存在着模型选择和辨析数据代表性的问题。且采用上述方法对路堤水平位移和稳定性的预测还鲜有人做过。

3.2反演分析法在变形和稳定性预测上的应用

反演分析以工程现场的量测值 (如位移、孔压) 作为基础信息反求实际岩土的力学参数、初始地应力、结构荷载等, 为理论分析特别是数值分析提供符合实际情况的基本参数。A.Asaoka等提出一个沉降预测的逆分析方法, 把一维固结沉降过程用普通的差分方程表示, 对该方程进行重新组构表示成反方程, 从而可以利用沉降观测值来确定方程的未知参数, 并利用确定的参数预测将来的沉降。龚晓南将Duncan-Chang模型和Biot固结有限元方程相结合, 建立了一个具有四参数的非线性弹性方程组, 然后根据地基固结过程中测得的位移值和孔压值反算地基土的非线性弹性参数和渗透系数。K.Arai等采用共扼梯度优化方法和双曲线本构数值模型, 根据量测位移值反分析土的变形模量。另外也有杨林德等著的有关反演分析理论的著作中全面系统地介绍了反演分析的计算理论与应用技术。

采用反演分析方法对路堤稳定性预测需要控制 (临界) 标准行业标准JTJ 017-96公路软土地基路堤设计与施工技术规范中对路堤稳定性的控制标准是:沿路堤中心线地面沉降速率不宜大于10 mm/d;坡脚水平位移速率不宜大于5 mm/d。JTJ 033-95公路路基施工技术规范对此也作了同样的规定。根据工程实践经验, 对砂井或塑料排水板地基, 中心地面沉降速率可放宽至1 520 mm/d。松尾和河村提出了路堤稳定性预测的经验公式, 该公式包含路堤中心地面的沉降量S和路堤坡脚处的水平位移量S, 是一个不同应力水平下δ/S与S之间的统计关系。杭甬高速公路试验段观测结果分析表明, 某一时段内坡脚下路基内最大水平变形增量Δδmax和路堤中心地面垂直变形增量ΔS比值与路堤稳定性成正比关系。

4结语

由以上分析可见, 软土地基变形、稳定性的分析和预测一直以来就是工程研究人员和相关学者的研究热点。文中对研究进展以及存在的问题进行了较为系统的概括。

参考文献

[1]徐长节, 蔡袁强, 吴世明.任意荷载下成层弹性地基的一维固结[J].土木工程学报, 1999 (4) :123-124.

[2]李冰河, 应宏伟.考虑土体自重的一维大应变固结分析[J].土木工程学报, 2000 (3) :67-68.

[3]赵均海, 马淑芳, 魏雪英, 等.基于统一滑移线场理论的边坡稳定分析[J].长安大学学报 (建筑与环境科学版) , 2003, 20 (4) :1-4.

骊山滑坡Ⅱ区变形稳定性分析 第2篇

骊山滑坡Ⅱ区变形稳定性分析

骊山滑坡位于西安市临潼区骊山北坡,按稳定程度将其分为六个区.I区位于华清池正上方、三元洞上下,经详勘查明是潜在的黄土及浅层基岩沿破碎基岩中缓倾角断层滑坡,已于1997年至2002年进行了工程治理,目前该区基本稳定.II区为晚照亭下方的隆起部分,以破碎基岩错落为主,上覆第四纪崩坡积物,多年来一直在发生变形.本文结合II区地质地貌及地层岩性,对多年的`监测资料进行综合分析,得出该区目前的稳定性评价,为进一步做好防灾减灾工作提供依据.

作 者：陈桂贤 宋瑞刚 李春厚 Chen Guixian Song Ruigang Li Chunhou 作者单位：西安市地质环境监测站,陕西,西安,710600刊 名：防灾科技学院学报英文刊名：JOURNAL OF INSTITUTE OF DISASTER-PREVENTION SCIENCE AND TECHNOLOGY年，卷(期)：200911(2)分类号：P642.22关键词：骊山滑坡 破碎基岩 变形监测 稳定性

大连某高边坡工程的变形与稳定研究 第3篇

关键词：高边坡,变形与稳定,安全系数,有限差分法,滑面应力分析

0前言

边坡稳定性计算分析主要有两种方法[1~3]:第一种方法是忽略卸载的过程,直接分析边坡在破坏那一刻的极限荷载;另一种方法是模拟边坡开挖加载的全过程,通过严格的应力应变分析求解边坡的极限荷载。第一种方法就是目前规范和设计中常常采用的极限平衡分析法,该方法具有计算方法简单、概念明确、所需计算参数少且易于获得的优点,但也有其固有的局限性,主要体现在:(1)该方法假定的一个完全塑性区对于大多数边坡并不存在,尽管边坡进入塑性破坏时确实在其内部存在一塑性区,但并不一定和假定的塑性区完全重合;(2)该方法不能提供任何关于边坡应力和变形的信息。

通过应力应变分析求解边坡极限荷载的方法虽然在理论体系方面十分严格,但是,在实际工程应用时,也面临一些问题。(1)计算参数的取值问题:与极限平衡分析方法不同,应力应变分析需要预先确定很多材料的力学性能参数,更为令人头痛的是这些参数中的有些参数目前还很难通过试验确定,计算参数的取值问题已成为这种方法应用于工程实际的瓶颈;(2)计算结果的唯一性问题:现有的边坡应力应变分析程序的成果缺乏唯一性,不同程序给出的成果有时会有很大的差异;(3)计算成果的可考核性:对于复杂结构的弹塑性分析,尚无闭合解的算例,使用未经考核的程序,难以成为工程决策的真正依据;(4)评判分析成果的标准:目前工程界仍广泛使用安全系数来评价结构的安全性,而结构分析提供的是应力和应变,如何将这些信息与安全系数挂钩,尚无一致公认的方法。

本文针对大连某高边坡工程实例,利用滑面应力分析与有限差分相结合的数值计算方法[4,5],计算得到原始自然边坡、开挖无支护边坡、预应力锚索加固边坡的变形状况与整体稳定安全系数,并与传统的极限平衡法得到的稳定安全系数进行比较分析,从而验证滑面应力分析与有限差分相结合的数值分析方法在边坡工程中应用的可行性。

1 工程概况

大连某边坡支护工程,场地地貌属丘陵起伏型,植被茂密,边坡为山体经人工挖方形成的临空面陡坡,坡顶及其外围无重要建筑物。山体边坡坡长145m,相对高差34m,坡角60°,支护面积约5600 m2,边坡安全等级为一级。

根据相关岩土工程勘察报告,边坡地层结构自上而下依次为:(1)碎石土,第四系全新统残坡积物,干、稍密,菱角状石英岩、板岩碎石混少量粘性土,碎石粒径2~8cm,松散状岩体质量等级为Ⅴ级,分布在边坡顶部,最大揭露厚度22.5m;(2)全风化板岩,震旦系南芬组,黄绿灰褐色,钙质板岩粉砂质页岩,粉砂岩互层,节理裂隙非常发育,层理清晰,岩体质量等级为Ⅳ级,岩层倾向NE20°,倾角20~80°,揭露厚度12 m。

场地地质构造为背斜丘陵,节理裂隙非常发育,呈碎裂状,两翼属压扭性,呈扭曲破碎状。没有地表河流与地下水,仅有降雨入渗,上覆砂砾石土饱水后宜加剧或诱导边坡滑塌危险。

经现场触探,结合相关规范,综合确定边坡岩土体的物理力学参数指标为:(1)碎石土:重度γ为21 k N/m3,摩擦角为30°,粘聚力为35k Pa;(2)全风化板岩:重度γ为23k N/m3,摩擦角为35°,粘聚力为40k Pa。

2 边坡稳定与变形分析

采用拉格朗日数值分析方法对开挖边坡的最高部位(34.5m)剖面进行了应力—应变分析,通过塑性区分布找出边坡坡体内的薄弱部位,即最容易失稳的部位,结合变形特征、位移跟踪曲线等对其稳定性进行综合评价[6]。

2.1 数值模型的建立

数值模拟计算时,对边坡剖面划分足够细的网格单元,边坡模型的计算断面宽度取79.5m,坡顶高度取55.5m,其中模拟边坡高度34.5m,模拟坡底高度16m,边坡坡顶超载按照三角形荷载布置(高5m、长30m、角度10°),模型网格尺寸最小为0.5 m×0.5 m,在应变变化不显著区域为1.0 m×1.0 m,模型的左边界和右边界均为单向约束边界,模型的底边界为荷载边界,其中两侧边限制在水平方向上的位移,底边则限制两个方向的位移。

采用的初始状态应为现有边界情况下的应力场分布,自然边坡条件下的初始应力场是最原始的应力场,即边坡未开挖时的应力场状态;但边坡开挖后进行锚索支护的应力场并非最原始的应力场,因此在模拟计算时,要根据自然状态下边坡的应力场求出开挖至现有边界时的应力状态,然后在此基础上进行后续开挖施加锚索的相关分析。

岩土体材料服从Mohr-Coulomb屈服准则,计算所采用的边坡岩土体力学参数[7]见表1所示,锚索的力学参数见表2所示,图1为原始天然边坡数值模拟计算网络划分图。

2.2 不同开挖状态下边坡的变形与稳定分析

图2为不同开挖状态下边坡的水平位移分布规律,图中数字代表不同区域内的水平位移值(单位为mm)。从图中可以看出,边坡的水平位移越接近坡面越大,在坡面处达到最大值;边坡坡面水平位移的最大值发生在坡面中间部位。对于原始天然边坡,坡面最大水平位移为15mm;对于开挖边坡,坡面最大水平位移已达到35mm;而对于进行锚索加固后的边坡,坡面最大水平位移降低为25mm,且由于预应力锚索的作用,使得最大水平位移的位置向坡脚移动。

图3为不同开挖支护状态下边坡塑性区的分布规律,图中深灰色代表因发生剪切变形而导致的塑性屈服区域。对于原始天然边坡,仅仅在坡脚位置处出现少量塑性区,说明原始天然边坡基本处于平衡状态,仅坡脚处需要密切关注;对于开挖边坡,大量的塑性区出现在坡体的中下部位置,说明开挖边坡已产生较大的剪切变形,需要进行加固才能保证边坡的稳定;施加锚索后,塑性区分布明显减少,说明锚索施加预加力后能明显改善坡体的受力状态,不再形成较大的剪切变形塑性区域,从而保持边坡的稳定。

图4为不同开挖状态下边坡潜在滑动面的位置图,从图中可以看出,原始边坡潜在滑动面接近于圆弧状,而开挖边坡潜在滑动面基本呈直线,且其位置更靠近坡面。

表3为采用数值模拟计算与传统的极限平衡分析方法分别得到的边坡稳定安全系数计算结果,其中数值模拟方法采用滑面应力分析计算,传统的极限平衡分析方法采用理正岩土5.1软件计算。

从表中可以得出,无论对于数值计算方法或传统的极限平衡分析方法,随着边坡开挖,其稳定安全系数均明显降低,从原始天然状态的1.831降低至开挖状态下的1.075,已不能满足规范要求,因此必须采取加固措施。采取预应力锚索加固后,边坡的稳定安全系数提高至1.370,无论从变形角度(最大水平位移分布规律、塑性区分布规律),还是稳定安全系数角度讲,边坡均处于安全状态,因此说明所采取的支护措施可行有效。

3 边坡支护方案

根据上述数值模拟计算结果,并结合工程类比经验[8]和现场具体工况,34.5m高的典型剖面拟采用的支护措施设计如图5所示,共布置8排预应力锚索,锚索长13.5~20.0m,采用高强度低松驰钢绞线,锚索竖向间距3m,水平间距2m,预加应力值见图5中标注;钻孔直径130mm,注浆采用M25水泥砂浆;在边坡坡面绑扎钢筋网6.5@200mm×200 mm,喷射C20混凝土厚度为150 mm;锚下承载结构采用14#槽钢。

4 结论

利用滑面应力与有限差分相结合的数值分析方法,不仅能反映边坡土体的受力和变形情况,而且也可得到边坡的整体稳定性安全系数,能有效评价边坡的安全性。

结合大连某高边坡工程实例,通过数值分析方法得到该边坡的整体稳定安全系数,进一步验证了数值分析方法在分析高边坡工程稳定性中的可行性,可为类似的边坡工程提供参考。

参考文献

[1]余坪,余渊.滑坡防治预应力锚索的试验研究[J].中国地质灾害与防治学报,1996,7(1):59～63.

[2]郑颖人,赵尚毅.岩土工程极限分析有限元法及其应用[J].土木工程学报,2005,38(1):91～99.

[3]李广信.高等土力学[M].北京:清华大学出版社,2004.

[4]赵杰,邵龙潭.基坑土钉支护边坡有限元稳定性分析方法探讨[J].岩土力学,2008,29(6):1654～1658.

[5]Itasca Consulting Group,Inc..Fast Language Analysis ofContinua in 3 Dimensions,Verdion 3.0,User’s manual.ItascaConsulting Group,Inc.,2005.

[6]郑卫锋.深基坑预应力锚杆柔性支护力学性能的研究[D].大连:大连理工大学,2007.

[7]彭文斌.FLAC3D实用教程[M].北京:机械工业出版社,2009.

变形与稳定 第4篇

关键词：菱镁制品,体积稳定性,变形机理,硬化产物,变化历程,解决措施

0 前言

菱镁制品的体积稳定性好坏将严重地影响到制品的使用寿命和使用功能, 制品体积稳定性的好坏主要表现在产品变形上。众所周知, 菱镁制品的易变形是该制品的三大弊病之一 (其它是易吸潮返卤和不耐水) , 要解决这一技术难题必须从变形机理的研究着手, 然后再在生产实践中有针对性地采取相应技术措施解决变形问题, 使产品满足使用要求。

1 因菱镁制品体积稳定性差而造成工程质量事故的实例

1.1 1996年夏季在山东省某机关宿舍房顶用菱镁材料做屋面保温防水施工。具体做法为:先铺保温层, 即用锯末加少量菱镁料浆搅拌后铺设在屋面上, 保温层厚度为3 cm, 压平后在上面做菱镁防水层。

菱镁防水层的做法如后。a.制备菱镁料浆, 其稠度45~55 mm, 配方中加入15%细锯粉, 20%红抗水粉及改性剂。b.防水层的施工方法为:在屋面菱镁保温层上先抹厚3 mm料浆层, 然后铺压一层玻纤布, 再施工一层厚3 mm料浆层, 再铺加一层玻纤布, 在最上边抹压一层料浆致密防水层, 待压光后表面用处理剂涂刷, 至此施工完毕, 防水层的最后施工厚度为7~8 mm。

由于当时对防止菱镁材料的膨胀变形未采取得力措施, 出乎预料的质量事故发生了。施工后两个月因菱镁防水层的膨胀, 将房顶周边的女儿墙向外推出20 mm, 产生严重裂缝。

1.2 2008年中国援建阿联酋的建设项目中曾使用较大数量的菱镁防火板, 当时国内有三家生产厂供货, 产品规格为2 400 mm1 220 mm (12~15) mm, 有的厂的产品没有严格控制各项技术指标, 特别严重的是产品含水率超标。在阿联酋施工方法是用钢铆钉将菱镁防火板固定在金属龙骨上。由于阿联酋是一个少雨干旱的国家, 空气湿度很小, 工程上使用的菱镁防火板快速干燥失水, 造成产品干缩, 最后将用于固定板的铆钉拉断, 造成工程质量事故。

1.3实验实例如后。将制备好的菱镁料浆涂在厚2.5 mm的玻璃板上, 料浆总厚度3 mm, 其中均匀地铺压两层厚0.1 mm厚的玻璃纤维布, 操作完毕后, 表面用塑料布覆盖保潮自然养护, 14天后进行翘曲率检测, 可以发现, 由于菱镁层的膨胀使平板玻璃明显的向菱镁层方向凹陷, 经检测玻璃板的凹陷相对挠度值高达12.5‰, 玻璃最终炸裂, 由这一实验实例清楚地显示了菱镁制品的硬化过程是一个典型的体积膨胀过程。有人欲用加入玻璃丝布来控制菱镁制品的变形, 由这一实例可以说明, 这一措施是徒劳的。

2 菱镁制品变形机理的探讨与分析

菱镁制品体积稳定性差的突出表现是产品变形, 从上述的工程实例可以看出, 当产品应用在工程上后过度的膨胀和过度的收缩都会造成工程质量事故。因此探讨菱镁制品的变形机理, 有针对性的提出改进措施是促进菱镁制品健康快速发展必不可少的措施。

2.1 菱镁制品硬化产物与制品体现稳定性的相关性

国内外不少菱镁制品学者都曾经采取微观、亚微观及宏观的手段研究过菱镁制品的硬化历程, 不少学者认为菱镁制品在硬化过程中主要进行着以下几种硬化反应。

a.5Mg O+Mg Cl2+13H2O=5Mg (OH) 2Mg Cl28H2O (简称518相) ,

b.3Mg O+Mg Cl2+11H2O=3Mg (OH) 2Mg Cl28H2O (简称318相) ,

c.Mg O+H2O=Mg (OH) 2 (水镁石) 。

根据我们的试验结果, 上述的硬化反应各有各的反应条件, 518相是在碱度较高的硬化体系中生成, 318相是在碱度较低的硬化体系中生成。水镁石是在硬化体系的本体温度超过70℃后518相和318相分解进行晶相转变而生成;也可直接生成, 但量很少;518相是一种亚稳定状态的硬化相, 根据我们的试验, 即使在常温下经过几十年后518相也有很多数量转变成水镁石。

表1所列出的皆是采用生产配方进行试验的试验结果汇总。

注:1.试件是在恒温恒湿的砼养护室内进行, 介质湿度>90%;

2.硬化产物的种类及含量为X射线衍射定量分析结果。

由表1数据得知以下结果。

a.由于采用的是生产配方, 皆加入相当数量的填充材料, 填充材料吸收的Mg Cl2溶液中的Mg Cl2和Mg O接触进行硬化反应的机会较少, 因而Mg O和Mg Cl2能直接接触进行硬化反应的量的比值较高, 也即摩尔比较高, 即体系中碱度相应的高, 因而318相无条件生成, 所以6个试验中皆未检测出318硬化相。

b.常规条件下生产的菱镁制品其主要硬化产物是以5Mg (OH) 2Mg Cl28H2O (518相) 形式存在的氯镁复盐, 也即518相是菱镁制品技术性能的来源。

c.518相的生成伴随着体积膨胀过程, 在硬化过程中, 518相是一个连续的递增过程, 伴随着的是制品的连续的膨胀过程。

由表1的数据显示, 6个不同配方的试样在8 d的养护过程中普遍的规律是连续的膨胀, 膨胀率都超过1‰, 有的接近2‰。根据我们多次的测试, 这种膨胀一般要持续14 d左右, 总膨胀率一般高达6‰ (见表2) 。

2.2 菱镁制品体积稳定性的变化历程

菱镁制品的硬化过程是一个典型的体积膨胀过程, 其根据是硬化产物生成过程所伴随的体积膨胀, 这是一种化学膨胀, 是不可逆的, 这是膨胀的主要根源。另外不可忽视的还有热物理膨胀。因为菱镁制品在生产初期, 状态处于料浆阶段时, 其体系中是固、液 (水分) 、气三种状态皆存在, 水的膨胀系数为 (520~640) 10-6, 空气的膨胀系数为366010-6, 水和空气具有如此高的热膨胀系数而在制品中又大量存在, 同时菱镁水泥硬化过程放热量大, 是硅酸盐水泥的3.5倍, 而且放热急促, 从而会导致体系温度很快升高, 导致内部产生很大的热膨胀应力, 引起制品体积热膨胀。当硬化的化学膨胀与热物理膨胀叠加在一起时会引起更大的体积膨胀。

表2和图1描绘和说明了菱镁水泥制品体积稳定性的变化历程。这项试验的方法是在恒温试验室内的稳固水泥台上将4 cm4 cm16 cm的试件安装在百分表下, 每天记录其长度变化, 此试验共记录了38.5 d, 然后将数据整理成表2和图1, 分析表2和图1可以得到以下结论。

a.在试件成型后的头14 d, 其试件处在保潮状态, 体积一直在连续的膨胀着, 14 d的膨胀率为5.75‰, 膨胀速度最快的是头3 d, 其膨胀率为4‰, 因为这14 d中试件一直处在保潮状态下, 没有失水干缩的机会, 这一阶段的头几天用红外线测温仪测定试件表面温度, 可以发现表面温度明显高于介质温度, 这一阶段的膨胀当属硬化反应的化学膨胀和热物理膨胀的综合。

b.试件保潮养护至14 d后解除保潮处于自然晾干阶段, 晾干时间为4 d, 累计时间延续至18 d, 在这4 d中因试件失水, 体积略有收缩, 收缩率为0.12‰, 数值较小, 由此可以看出, 菱镁制品只要加强了早期养护, 使硬化反应尽量在养护的前期基本进行完毕, 其体积基本是稳定的。

c.当试件检测至18 d后浸入水中, 检测在水中的体积稳定性, 经在水中浸泡5.5 d, 有湿胀但其体积的湿胀率较小, 由原来的5.63‰发展至6‰, 湿胀率仅为0.37‰, 体积稳定性仍较好。

d.当试件检测至23.5 d时解除水浸泡开始晾干, 一直晾干15 d, 时间总历程为38.5 d, 这期间的干缩率只有0.07‰, 体积稳定性良好。

试件在38.5 d的时间内经过保潮养护、晾干、浸水再干燥的不同介界环境的考验, 试件的体积稳定性是良好的, 只要早期, 尤其前14 d养护好了, 菱镁制品的体积稳定性是良好的, 变形值很小。

特别指出的是, 菱镁制品的养护过程是一个体积膨胀过程, 养护好的菱镁制品最终要留下6.06‰的残余膨胀值。所以正常生产的菱镁制品是不会干缩裂纹的, 如果发现产品出现裂纹, 要尽快查找技术原因, 尽早消除隐患, 避免经济损失的扩大。

3 解决菱镁水泥制品体积稳定性不良的措施

在无机胶凝材料中体积稳定性较差的当属菱镁水泥制品, 从前面所讲述的试验研究结果和工程实例都明显的显示了这一突出问题。但是在实践中只要采取科学的措施, 这一问题并不是很难解决的技术难题。

3.1 选择科学配方解决制品体积稳定性不良的弊病

菱镁水泥制品的产品种类较多, 每种产品都有不同的配方, 因此配方中的组份较多。但主体组份都是Mg O粉和Mg Cl2溶液, 这两种组份进行硬化反应后生成氯镁复盐, 这是制品技术性能的来源, 前文已述, 这个硬化反应的过程伴随着体积膨胀, 因而从微观及亚微观角度看Mg O和Mg Cl2的每一个硬化反应质点都是一个膨胀因子, 由于每一个反应质点周围都存着阻碍反应质点新生成物向外膨胀的阻力, 由此必然产生膨胀内应力, 这些膨胀内应力是指向各个方向的, 大量的膨胀内应力集合起来就形成很大的合力, 这个合力足以引起产品变形, 发生产品质量事故。要解决这一技术难题, 应采取以下措施:

a.配方中加入体积稳定性良好的隋性粉状填充材料, 用以分散和缓冲内应力, 这一措施效果是显著的, 具体见图2。图2的试验方法是:将胶结料成型成4 cm4 cm16 cm的试件, 然后在恒温恒湿的砼养护室内在试件上安置百分表, 观察试件在硬化过程中的体积变化。由图2可以看出, 经过175 d的测试, 未掺入隋性填充材料的试件2#最大膨胀峰值产生在第150 d, 相对膨胀率高达1.2 mm/m, 而掺入隋性填充材料的试件1#最大膨胀率产生在第137 d, 最大相对膨胀率只有0.12 mm/m, 以上两者的最大膨胀峰值相差10倍, 因此要解决菱镁水泥制品的变形问题, 配方中加入隋性填充材料是行之有效的好措施。

b.配方中添加软性材料和海绵状材料以吸引和缓冲内应力, 从而解决菱镁制品的变形问题, 如加入天然植物纤维粉, 如锯粉、农作物秸杆粉等, 这些软性材料可以给膨胀的菱镁硬化体创造膨胀的空间, 从而吸收膨胀内应力, 防止产品变形。

粉煤灰在显微镜下可以看到有大量类似蜂窝状体, 这类物质加入菱镁制品可以给菱镁硬化体预留很多生长空间, 从而减少膨胀内应力的产生。

以上这两类材料都能改善菱镁制品的体积稳定性差的弊病, 减小乃至消除菱镁制品的变形弊病。

3.2 控制好菱镁制品的养护是解决体积稳定性的有力措施

菱镁水泥制品的养护过程也是制品的硬化反应过程, 是Mg O与Mg Cl2通过化学反应生成氯镁复盐的过程, 这个化学反应过程必须具备的条件是水分、温度、时间三个要素, 三要素的优劣与氯镁复盐生成的多少及产品技术性能的优劣成正相关性。因此在菱镁制品这项综合技术中养护过程是一个重要的技术环节, 必须抓好。

图3显示了在不同养护条件下的菱镁水泥制品的体积稳定性变化情况。试验方法为:成型4 cm4cm16 cm的试件, 待产生很低的初始强度后立即脱模放置在不同介质环境中, 固定在百分表下进行长期的体积变化测试, 1#是在湿度>90%的恒温恒湿水泥砼养护室内进行测试, 2#是放置在比较干燥的室内进行测试。从图3的试验结果可以看出, 1#试件因处的养护条件较理想, 硬化反应进行比较正常, 在150 d的时间内一直在连续的膨胀, 尤其在养护早期体积膨胀明显, 说明硬化反应进行较快, 2#试件因处于干燥环境, 同时试件断面较小, 外表面积相对较大, 所以水分蒸发很快, 远远不能满足养护所必须的水分, 硬化反应进行缓慢, 氯镁复盐生成量较少, 体积膨胀较小, 体系内有大量的游离Mg O和游离Mg Cl2存在, 这种产品体积稳定性很差, 当再处于潮湿或遇水的环境同时温度又较高时, 游离Mg O和游离Mg Cl2就会再度进行硬化反应, 在已经定形了的制品内部产生很大的膨胀内应力, 足已造成产品的变形裂纹。根据我们近20年的观察, 上述的反应可进行几十年而不止。

综合图1和图3及表2的结果可以看出, 菱镁制品抓好早期养护, 严格把握温度、水分、时间的养护三要素, 促使制品在早期养护中使硬化反应尽量进行充分。使制品尽早处于体积稳定状态, 这是解决菱镁制品不变形, 长期保持体积稳定性的重要措施。

4 结语

1.菱镁水泥制品的体积稳定性差是该产品的三大弊病之一, 主要表现是产品变形, 产品平面方向的变形表现的是外廓尺寸的胀缩, 在垂直平面方向的变形表现的是板面的翘曲。

2.菱镁水泥制品的主要硬化产物是5Mg (OH) 2MgCl28H2O (518结晶相) , 它是制品技术性能的来源, 518结晶相的生成过程伴随着连续的体稳膨胀。这是导致制品体积稳定性差的主要根源。

3.加强菱镁水泥制品的早期养护, 抓住养护过程中的养护三要素 (时间、水分、温度) , 使养护充分, 硬化产物尽量多生成, 将变形产生在养护过程中, 这是保证出厂产品体积稳定性良好的重要环节。

4.在配方中适量添加体积稳定性良好的隋性填充材料和蜂窝状及软质的填充材料, 可以分散和吸收体系内的膨胀内应力, 改善和消除产品的变形。

参考文献

[1]朱玉杰.菱镁制品养护机理探讨与生产实践[J].北京建材, 1991, (2) :25.

[2]朱玉杰朱效甲刘蓉梅等.使用玻纤菱镁材料制作建筑模壳几项材料弱点的降低[J].21世纪建筑材料, 2009, 1 (3) :51-54.

变形与稳定 第5篇

某水电站坝址区发育一变形体。该变形体具有方量大, 变形明显, 近坝等特点, 失稳之后可能击起的涌浪将直接威胁坝体的安全、运行, 因此对其稳定性展开评价关系到该水电站的安全。本文在对该变形体工程地质调查基础上, 利用数值计算方法, 对变形体蓄水条件下的变形特征与稳定性进行评价[1,2,3,4,5,6]。

2 变形体的基本特征

该变形体位于坝前约800 m的岸坡, 形态不规则。表部地形坡度约43°, 后缘为变形体平台。

变形体纵向长度210 m, 宽约154 m。后缘高程为1 800 m。总体积约87万m3, 正常蓄水位水上部分约54万m3。水下部分约33万m3。变形体前缘底界高程1 600 m左右。

3 计算模型

根据边坡地质模型, 建立计算模型 (见图1) 。具体模型范围如下:X方向800 m;Y方向380 m;Z方向约700 m。岩体力学参数见表1。

4 蓄水状态下变形体变形特征

蓄水后, 边坡最大主应力分布见图2, 最小主应力见图3。由图2可知:从边坡地表向岩层深部最大主应力逐步增大。由图3可知, 蓄水状态下最小主应力整体为压应力, 在变形体的边界和地形凸出的部位出现拉应力。同时, 潜在滑带出现了拉应力集中区, 这也表明, 蓄水后, 坡体应力环境不利于坡体稳定性。

蓄水后, 变形体后位移较前缘大, 从变形控制的角度来说, 坡体变形受控于前缘滑体, 从图4~图7可以看出, 水平位移最大的地方发生在坡体的前缘。横向上下游区位移较上游区大。

5 蓄水条件下变形体稳定评价

强度折减法是以调整岩土体的强度指标为出发点, 对边坡稳定性进行不断地增加折减次数, 直至其达到临界状态, 得到的折减系数为稳定系数。在变形体内设置监测点, 根据各个监测点在不同强度折减系数时的水平位移, 可以得到如图8所示的关系曲线。结果表明, 折减系数从1.15变为1.16时, 变形体位移剧增。

图9~图12为不同折减系数下蓄水工况下模型剪应变增量云图, 可知, 随着折减系数的增加, 塑性区逐渐扩大, 当K=1.17时, 剪应变增量贯通, 变形体已处于失稳状态。因此可认为1.17为该边坡蓄水条件下的稳定性系数。

6 结语

1) 坡体的变形特征是受地形地貌控制的结果。2) 在蓄水的情况下, 变形体会发生较大的变形, 但变形体的总体稳定性较好, 不会发生整体失稳。3) 虽然变形体总体稳定性较好, 但局部会有破坏现象, 因此, 为保持在水电站运行期间长期稳定性, 应予以加固。

参考文献

[1]张年学, 廖秋林.库水位涨落与降雨联合作用下滑坡地下水动力场分析[J].岩石力学与工程学报, 2004, 23 (21) :3714-3720.

[2]丁秀丽, 付敬, 张齐华.三峡水库水位涨落条件下奉节南桥头滑坡稳定性分析[J].岩石力学与工程学报, 2004, 23 (17) :2913-2919.

[3]徐则民, 黄润秋, 范柱国.滑坡灾害孕育——激发过程中的水—岩相互作用[J].自然灾害学报, 2005, 14 (1) :1-9.

[4]张倬元, 王士天, 王兰生.工程地质分析原理[M].北京:地质出版社, 1994.

[5]沈新普, 范军.意大利瓦洋特水库诱发滑坡的地质力学思考[J].沈阳工业大学学报, 2005, 27 (6) :669-673.

变形对边坡稳定性的影响 第6篇

关键词：变形,边坡稳定,有限元法,极限平衡法

0 引言

建立在极限平衡理论基础上的各种计算土坡稳定的方法,无法考虑土体内部的应力—应变关系,所求得的安全系数只是所假定的滑面上的平均安全系数,也不能求得滑体内部或滑面上的真实内力或反力。对于均质土坡,其分析结果与实际尚能符合,但对于由多种材料所组成的复杂边坡,目前已有的各种方法都是借助于粗糙的假定或简化模型进行分析计算,其分析结果不甚理想[1]。

实践证明,稳定和变形有着十分密切的关系。一个土坡在发生整体破坏之前[2],往往伴随着相当大的垂直沉降和侧向变形。有限单元法克服了上述方法的缺点,是数值模拟方法在边坡稳定评价中应用得最早的方法。有限元法全面满足了静力许可、应变相容和应力—应变之间的本构关系。同时,因为是采用数值分析方法,可以不受边坡几何形状的不规则和材料的不均匀性的限制,因此,是比较理想的分析边坡应力、变形和稳定性的手段。

文中主要采取有限元圆弧搜索法研究土坡在不同变形下稳定性的变化规律,对于一简单土坡3种堆填方式的稳定性分别进行研究,得出了一些有益的结论。

1 计算分析的原理及方法

有限元圆弧搜索法以有限元应力分析为基础,搜索最危险滑动面,得到边坡的安全系数。该方法评价边坡的稳定安全系数首先要对边坡进行平面应变有限元分析,采用基于二维Biot固结理论的有限元程序BCF,通过有限元分析可以得到各时刻每个结点的应力张量。然后根据安全系数的定义(见式(1)),由有限元计算得到的土体内部应力,用编写的程序Femslp计算边坡某时刻给定圆弧滑面的安全系数。最危险滑动面以及相应的最小安全系数的求解采用网格搜索法,并通过多次试算及网格二次细化得到问题最优解。其中有限元计算土体的本构关系分别采用线弹性模型和邓肯—张的非线性弹性E—v模型[4]。

$F{}_s=\frac{1}{n}{\displaystyle \sum _{i=1}^n\frac{c{}_i+\sigma {}_i\tan \phi {}_i}{\tau {}_i}}$ (1)

其中,τi,σi分别为滑动面上第i个单元沿滑面切线方向上的剪应力和垂直于该面上的法向应力;ci,φi分别为相应单元的抗剪强度指标;n为该滑动面穿过的单元总数。

2 简单土坡稳定性分析计算

为了研究变形对土坡稳定性的影响,以下以一简单土坡为例进行研究。一填土路堤,坡高5 m,设计坡比1∶2,坡肩、坡脚到两端距离各取15 m,地基取15 m厚。采用表1中的计算方案进行分析。路堤填土荷载分11级施加,其中地基作为第1级荷载。表2为各土层的参数(其中,Rf,K,n,G,F,D为邓肯—张的非线性弹性E—v模型的参数),非线性模型取Rf,n,F,D为0时即为线弹性模型,其他参数相同。

有限元圆弧搜索法计算时分别考虑参数E,v的变化来反映土坡变形的差异,分别计算了参数E,v(通过参数K,G折减实现)折减100%,90%,80%,70%,60%时3种填筑方案线性、非线性弹性模型路堤边坡的稳定性,如表3所示,并计算了极限平衡法(瑞典法和Bishop法)的稳定性作为对比(与有限元法取相同的强度指标),如表4所示。

从计算结果可以看出:

1)在线弹性模型中,3种方案E的变化不影响土坡稳定性,随着v的减小安全系数Fs也减小,其中方案2减小最多(达6.7%),方案3次之;

2)在非线性弹性模型中,3种方案的稳定性均随着E的减小而略微增大(不大于2%),随着v的减小而减小,也是方案2减小最多(达13%);

3)有限元圆弧搜索法参数E,v折减时,最危险滑动面位置变化不大;

4)在线性模型、非线性模型和极限平衡法3种方法得到的结果中,线性模型计算的Fs小于非线性模型,分析其原因主要是线性模型不能很好地反映土体的变形特性。非线性模型计算的Fs小于极限平衡的Bishop法(瑞典法本身是偏于保守的),一般来说,填土边坡的安全系数要小于天然边坡的安全系数,所以结果应该是合理的。

3 结语

1)使用有限元圆弧搜索法分析边坡的稳定性时,无论采用哪种模型,弹性模量E的变化对稳定性影响均不大,泊松比v对稳定性有一定的影响。当土坡中有软弱土层时,这种影响会更大(如算例2所示)。所以,对于有软弱土层的边坡,用能够考虑变形的有限元法更合理。

2)考虑变形的有限元圆弧搜索法算得的稳定安全系数较极限平衡Bishop法小,分析其原因:a.由于考虑了土体的变形协调,能够更为客观真实的反映实际情况;b.由于考虑了路堤边坡的填筑施工过程,因此应该更加合理。

参考文献

[1]陈祖煜.土质边坡稳定分析———原理、方法、程序[M].北京:水利水电出版社,2003.

[2]张天宝.土坡稳定分析和土工建筑物的边坡设计[M].成都:成都科技大学出版社,1987.

[3]宋二祥.土工结构安全系数的有限元计算[J].岩土工程学报,1997,19(2):1-7.

[4]钱家欢,殷宗泽.土工原理与计算[M].北京:中国水利水电出版社,1995.

忠县某斜坡变形特征及其稳定性评价 第7篇

1斜坡特征

斜坡区属构造剥蚀丘陵地貌, 微地貌为单面坡形态, 整体处于丘陵切割沟槽段。斜坡面上冲沟不发育。该斜坡在其中部发育有一平台, 该平台至斜坡坡脚一带为石油管道施工形成的边坡, 一级平台以上为大屋基。斜坡坡脚高程323.00 m～325.50 m, 坡度15°～30°, 斜坡坡腰处 (平台处) 高程346.09 m～346.4 m, 后缘高程约367.00 m～370.00 m, 坡度15°～32°。

斜坡为土质边坡, 由第四系粉质黏土组成, 黏土呈可塑状～硬塑状, 断面形态呈“圈椅”状。斜坡土层厚度差异大, 在斜坡平台北西侧土层厚度2.60 m～7.60 m, 局部基岩裸露, 岩土界面倾角20°～30°;平台北东侧土层厚2.60 m～16.20 m。

2斜坡变形特征

斜坡在石油管道施工前处于稳定状态, 坡体上未见变形迹象。石油管道施工时, 在该斜坡前缘切坡, 开挖后未见基岩出露, 随即回填至目前公路标高。此后, 在边坡上部约35 m处出现裂缝L-1, 长约9 m, 宽约0.5 cm～2.5 cm, 裂口方向246°。同时, 斜坡D, E, F处地表也出现裂缝, 且D处房楼板、地板亦开裂, E, F处房屋背墙或侧墙出现不同程度拉裂。此外, 位于大屋基南东侧后斜坡后缘亦出现裂缝 (L-2) , 裂缝长度15 m～30 m, 裂缝方向225°。

斜坡坡体表层堆积物松散, 局部曾发生小范围浅表土溜。斜坡上竹林、树林未出现明显的后仰现象, 由此可见, 该斜坡坡体上变形特征明显, 存在滑动的可能。

3斜坡体稳定性评价

由于该斜坡存在整体滑动及局部滑动两种情况, 因此, 本次计算分整体滑动及局部滑动两种情况进行稳定性评价[1,2,3,4]。

3.1 计算方法

对于整体滑动, 计算选定2—2′, 3—3′剖面中的a—a′, b—b′, c—c′三条为可能的潜在滑动面 (见图1) , 采用折线滑动法进行计算。对于局部滑动, 选取1—1′, 8—8′剖面中的d—d′, e—e′两条为可能的潜在滑动面进行计算 (见图2) 。

本次计算按以下两种工况考虑:

工况Ⅰ:天然状态 (含正常降雨) , 荷载主要为滑体自重;

工况Ⅱ:暴雨或持续降雨状态 (雨季) , 荷载仍为滑体自重。

3.2 计算参数

本次计算中粉质黏土的参数采用反算法确定。反算模型以饱和状态下的坡体欠稳定状态为标准, 其稳定性介于1.00～1.05;反算结果比室内试验得出的抗剪强度值小 (见表1) , 宜作为本次计算参数。

该石油管道边坡工程安全等级为三级, 采用折线滑动法计算时安全系数取1.25, 采用圆弧滑动法时边坡安全系数取1.20。

3.3 斜坡稳定性评价

1) 斜坡整体稳定性评价。

斜坡整体稳定性评价选取2—2′, 3—3′剖面中的a—a′, b—b′, c—c′滑动面进行计算, 计算结果见表2。

计算结果表明, 在天然、饱和状态下, 斜坡整体处于稳定状态。

2) 斜坡局部稳定性评价。

斜坡局部稳定性评价选取1—1′, 8—8′剖面中的d—d′, e—e′滑动面进行计算, 计算结果见表3。

计算结果表明, 在天然、饱和状态下, 斜坡局部处于稳定状态, 在饱和状态下将处于不稳定状态, 将沿d—d′滑面发生滑动[5,6]。

4结语

川气东送管道工程第八标段忠县 (BZX14-15) 边坡位于忠县兴峰乡大屋基斜坡存在整体滑动及局部滑动两种情况, 本次计算分整体滑动及局部滑动两种情况进行稳定性评价。计算结果表明, 天然、饱和状态下, 斜坡整体处于稳定状态。在天然、饱和状态下, 斜坡局部处于稳定状态, 在饱和状态下将处于不稳定状态, 将沿d—d′滑面发生滑动。

摘要：分整体滑动及局部滑动两种情况对忠县某斜坡进行了稳定性评价, 计算结果表明, 在天然、饱和状态下, 斜坡整体处于稳定状态, 在饱和状态下将处于不稳定状态, 将沿d—d′滑面发生滑动。

关键词：斜坡,变形特征,稳定性评价

参考文献

[1]张倬元, 王士天, 王兰生.工程地质分析原理[M].第2版.北京:地质出版社, 1994.

[2]刘钧.顺层边坡弯曲破坏的力学分析[J].工程地质学报, 1997, 12 (4) :335-339.

[3]李云鹏, 杨治林, 王芝银.顺层边坡岩体结构稳定性位移理论[J].岩石力学与工程学报, 2000, 11 (19) :747-750.

[4]白云峰, 周德培, 冯君.顺向坡岩层走向与边坡走向夹角的上限值[J].西南交通大学学报, 2005, 6 (3) :326-329.

[5]刘才华, 徐健, 曹传林, 等.岩质边坡水力驱动型顺层滑移破坏机制分析[J].岩石力学与工程学报, 2005, 10 (19) :3529-3533.

变形与稳定 第8篇

关键词：机械稳定土桥台,桥台变形,观测,位移,面板

1 桥梁概况

沈山铁路K273+555高架桥西立交桥及引线工程为二级公路,项目位于葫芦岛市连山区高桥镇东南约2km。该桥全长468.2m,(7-20)m+(35-56-35)m+(10-20)m,上部结构形式为预应力混凝土空心板、预应力混凝土连续梁。其中,第8、9、10孔(共计126m)上跨铁路。

该桥20#桥台采用了混合式加筋土桥台结构形式,由桥孔下的前墙和路基两侧的侧墙组成。加筋土结构起止桩号为K0+959.05～K1+030.30,全长71.25m。

2 观测内容及方法

为了对建成后的加筋土桥台质量进行评估,并对今后的施工给予指导,所以对加筋土桥台的前墙、侧墙进行了为期1年的整体变形观测,即面板的相对水平位移、相对垂直沉降值,以验证设计理论的适用性、设计参数的合理性、筋材选择的可靠性、施工工艺的可行性等。观测设备采用全站仪、水准仪。

3 观测断面及测点布设

前墙设2个观测断面。侧墙共分7段,每段左、右对称各设1个观测断面,则左、右侧墙各设7个观测断面。每个观测断面上,在每块面板的竖向中点位置设1个观测点,做好标记。观测断面及测点布设见表1及图1～图4。

4 观测时段和次数

在施工过程中和建成后的1年时间内持续对加筋土桥台的每个测点进行水平位移及沉降观测,共观测21次。其中第1～11次为施工过程中观测,第12、13、14次为静载试验观测,第15～21次为建成后观测。具体时间见表2。

5 观测结果评述

5.1 水平位移观测结果

对于水平位移情况,取实体建成后的观测数据进行分析,即取第15～21次观测数据进行分析。经过1年的变形观测,加筋体已基本形成稳定结构,观测线上位移较大处面板,除个别变形仍较显著外,绝大部分面板变形已趋于稳定。

整个桥台共设置了16个观测断面,观测131块面板,面板水平位移累计值见表3,根据表3对面板水平位移数据进行分析,分析情况见表4。

根据表4,做出水平位移饼状分布图,如图5:

由表4和图5可知,在所有观测点中有97.7%的观测面板水平位移值不大于10mm,且72.5%的点水平位移值不大于5mm。

5.2 竖向倾斜度观测结果

观测断面顶部面板水平位移与墙高比值,即竖向倾斜度,数值范围为0.16‰～3.08‰,面板整体变形较小,可见结构的整体稳定性比较好。各观测垂线竖向倾斜度数值见表5和图6～图8。

5.3 沉降观测结果

对16个观测线从开始施工到观测期结束,共进行了21次沉降观测,施工期间每4～5d观测一次,建成后的1年内共进行了7次观测。观测线处面板的最终沉降值见表6。

观测线上面板的沉降趋势见图9～图11。

6 观测结果分析

(1)根据观测的Q1、Q2、Y1、Z1面板位移可知,Q1垂线处面板水平位移量很小,而Q2垂线处面板水平位移相对Q1较大,这一结果与有限元计算形成的前墙面板水平位移云图所示Q2处变形较大的结果相一致。Y1在4.5m以下的变形远远小于顶部变形,Z1的变形规律也呈现出顶部大于底部的现象。变形差异主要原因是因为角隅处斜向筋带的作用。斜向筋带布设高度与前墙高度一致,所以Y1、Z1处4.5m以下面板变形小于4.5m以上面板变形,而Q1处面板不仅有纵向拉筋,还有角隅处斜向拉筋,Q2处面板只有纵向筋带,故Q1面板变形小于Q2处面板变形。可见,角隅处的斜向筋带对限制面板变形起到很大作用。

(2)由观测点变形图可知,一条观测垂线上的面板变形沿墙高呈锯齿状,有的会出现2个峰值,但从总体上看,其外轮廓线呈上下两端小、中部大的趋势。变形最大区间并不在墙高的中部,而是在墙高的2/3～3/4附近,这一规律在某铁路专用线加筋土挡墙试验中也有存在。

(3)观测结果中存在多条观测线顶部面板位移较大的现象。分析原因主要有两方面:一是顶层筋带未采用铺设的方式,对于Z2、Y2段加筋体,由于顶层筋带进入路面水稳层,因水稳层当年未施工,筋带无法铺设,采取将筋带固定在一根插入填料中的钢筋棍上,筋带的抗拉拔力不足;二是路基顶层的路面结构未形成,路基顶层填料压实程度减弱,同时筋带竖向压应力也较小,因此造成顶层筋带的抗拉拔力不足。

(4)随着时间的变化,绝大部分面板变形已基本稳定,而右墙顶部的个别面板仍处于调整之中,变形仍在发展。

(5)结构的沉降值在不同的阶段显示出不同的沉降量和沉降速度。沉降过程大体可以分为两个阶段,即施工期、工后期,工后期中的冻融期为主要沉降表现期。各阶段沉降量占总量的比值见表7。

从表7中可以看出,施工期间能完成总沉降量的40%～80%左右,建成后1年的工后沉降量占总沉降量的20%～60%左右,而工后沉降期中的冻融期可以完成总沉降量的20%～40%左右,有的能达到50%以上,冻融期后结构沉降比较平缓,趋于稳定。可见季节性的冻融对结构的沉降影响很大,因此,设计和施工中要充分考虑这一影响。

(6)结构的总沉降量最大值是35.2mm,工后最大沉降值为19.9mm,结构墙面面板未发生开裂、错缝等现象,可见筋带较好地抵抗了不均匀沉降。

7 小结

从本座混合式加筋土桥台的施工过程和建成后的面板水平位移和沉降观测结果来看,面板的变形很小,说明结构稳定,设计方法安全可靠,设计参数取用合理,施工工艺适用,细部设计细致周全,结构排水系统有效,同时也反映了内置式加筋土桥台的一些特点。

(1)前墙可按照路堤式加筋土挡墙计算,两对向侧墙按路肩式加筋土挡墙计算。侧墙顶层筋带布设不宜过于靠近顶部,如果筋带上覆土过浅或覆土不及时,容易造成筋带抗拔力不足而产生面板外移。

(2)内置台桩柱处的前墙和Z1、Y1侧墙水平位移及沉降量相对较小,验证了该处细部构造设计合理。

(3)面板水平位移呈现沿墙高出现1～2个峰值,峰值偏向墙中上部。墙顶部位移相对较大。