国标《地基规范》02版有两大影响广泛的创造：一个是地基基础设计等级概念，一个是地基承载力特征值概念。国标《地基规范》13版继续采用。相关行业标准和地方标准纷纷效仿（当然也不得不这样做，因为在国标《地基规范》02版与11版中，“按地基承载力确定基础底面积及埋深或按单桩承载力确定桩数时，……相应的抗力应采用地基承载力特征值或单桩承载力特征值”是强制性条文）。　　地基承载力特征值在用词、定义和采用理由三方面均存在问题。　　1  地基承载力特征值用词问题　　九年前李静波的一篇文章让我对标准值、特征值概念与关系更明白一些。　　在我国工程建设类标准中，从数据获取方式上看，标准值包括了特征值和公称值。从力学性质上看，标准值包括荷载标准值和抗力标准值。　　特征值是表达某一物理量概率分布特征的数值（如众值，均值，某个分位值）。   　　公称值是从实际出发根据已有的工程实践经验进行分析判断获得的数值。　　特征值是数理统计值，公称值是工程经验值，某一物理量既可能是数理统计值也可能是工程经验值时应采用标准值来表征。　　地基承载力就是这样的物理量，它在一些情况下是数理统计值，在另一些情况下是工程经验值，因深宽修正式是经验公式，故深宽修正后的地基承载力在性质上都是工程经验值。　　抗力标准值均是极限状态下的值。地基承载力属于抗力，故地基承载力标准值自然应是极限状态下的值。　　因此，地基承载力标准值应包括地基（极限）承载力特征值和地基（极限）承载力公称值。　　当前采用的地基承载力特征值既不是极限状态下的值，也不都是数理统计值（还包括了工程经验值）。因此，它不属于抗力特征值，不能称为地基承载力特征值，也不能改称为地基承载力标准值。当前采用的地基承载力特征值这一用词不符合特征值的本义和特征值与标准值的关系，更不符合抗力特征值的本义，把原本很清晰的标准值与特征值、公称值的关系以及抗力标准值与抗力特征值、抗力公称值的关系搞乱了。　　如果把当前采用的地基承载力特征值改称为地基承载力允许值（或者地基允许承载力），这种提法也不合适。地基变形是不受欢迎的，地基变形过大，可能造成建筑物不能正常使用，所以对地基变形需要设定允许值。地基承载力是受欢迎的（地基没有承载力就修不了建筑物），地基承载力越高同一建筑物越安全，所以对地基承载力不需要设定允许值。设计人在地基的选择中，在同等的其它条件下，会选择地基变形小的候选地基做地基而放弃地基变形大的候选地基做地基，但不会选择地基承载力小的候选地基做地基而放弃地基承载力大的候选地基做地基。　　当前采用的地基承载力特征值实际上是允许基底平均压力（基础深宽修正前是对应于载荷试验条件的允许基底平均压力，深宽修正后是对应于实际基础条件的允许基底平均压力），当前使用的单桩承载力特征值实际上是单桩允许桩顶荷载。如果基础设计一定要采用允许应力法，那么，为了保留“承载力”一词，可以将当前采用的地基承载力特征值称为地基承载力许用值。承载力许用值不同于承载力允许值，承载力许用值是给承载力的取用设一个上限，承载力允许值是给承载力设一个上限（而地基承载力是不需要人为设上限的，它的上限就是地基承载力极限值）。　　顺便指出，国标《地基规范》89版中的地基承载力（无论是深宽修正前还是深宽修正后）也是允许基底平均压力。该规范将深宽修正前的地基承载力称为地基承载力标准值，将深宽修正后的地基承载力称为地基承载力设计值，不符合抗力标准值的本义和抗力标准值与抗力设计值的关系，把原本很清晰的抗力标准值与抗力设计值的关系搞乱了。　　2  地基承载力特征值定义问题        　　以下讨论地基承载力特征值的定义时是将地基承载力特征值作为地基承载力许用值来理解的，否则无需讨论，因为从本文上一部分已经可知，真正的地基承载力特征值是地基极限承载力统计值（或者说，地基承受荷载的极限能力的统计值）。　　国标《地基规范》11版对地基承载力特征值的定义是：“由载荷试验测定的地基土压力变形曲线线性变形段内规定的变形所对应的压力值，其最大值为比例界限值。”　　该定义存在以下问题：　　2.1  与用载荷试验确定地基承载力特征值的具体方法矛盾　　国标《地基规范》11版附录C、附录D和附录H给出了浅层平板载荷试验、深层平板载荷试验和岩基载荷试验中地基承载力特征值统计用单值的确定方法。对岩基载荷试验，地基承载力特征值统计所用单值系极限荷载三分之一与比例界限荷载二者中的小值。对浅层和深层平板载荷试验，该单值系极限荷载之半与比例界限荷载二者中的小值；无法按此确定时，取与沉降量为0.01～0.015倍承压板宽度（或直径）对应的压力值。由此可见，当有线性变形段时，不存在规定的变形，所取定的压力值虽在线性变形段内但并不是与规定的变形对应的压力值；当无线性变形段时，所取定的压力值虽对应规定的变形但不是线性变形段内的压力值。　　2.2  与地基承载力特征值的深宽修正结果矛盾　　由载荷试验确定的地基承载力特征值根据基础实际情况作深宽修正后仍是地基承载力特征值。若深宽修正后的地基承载力特征值大于修正前的地基承载力特征值，那么，当修正前的特征值取载荷试验测定的地基压力变形曲线线性变形段的最大荷载值即比例界限荷载时，修正后的特征值将大于载荷试验测定的比例界限荷载从而不在载荷试验测定的地基压力变形曲线线性变形段内；当修正前的特征值小于但接近于该比例界限荷载值时，修正后的特征值仍有可能不在该线性变形段内。　　2.3  与按理论公式确定地基承载力特征值的方法矛盾　　国标《地基规范》11版第5.2.5条给出了确定地基承载力特征值的理论公式。这是一种不同于载荷试验的独立的确定地基承载力的方法，在理论上，对条形基础，它是塑性区开展深度为基础宽度四分之一时的荷载，连地基土压力变形曲线线性变形段上的荷载也不是，更不用说是由载荷试验测定的地基土压力变形曲线线性变形段上的荷载。地基承载力特征值的定义涵盖不了用这种方法确定的地基承载力特征值。　　此外，定义中的“地基土”涵盖不了所有的地基。　　如果基础设计一定要采用允许应力法，那么，地基承载力特征值（地基承载力许用值）应定义为具有一定安全储备的地基承载能力代表值。更多详情点击[知识] 地基承载力特征值用词、定义和采用理由存在的问题（下）查看。注：上述内容据《全国第十届土力学及岩土工程学术大会论文集》收录文章“重庆市工程地质勘察规范的特色”和2015年重庆市注册岩土工程师继续教育课件相关内容修改 查看全部

　　本隧道工程修建于某褶皱构造的背斜处，隧道顶部的岩土层最小厚度为22m，隧道初始衬砌的厚度为200mm，喷射混凝土型号为C30。隧道拱部采用锚杆支护，锚杆材料为Φ22螺纹钢筋，锚杆长度为4.0m。隧道及围岩结构如图1所示。图1 隧道及围岩结构示意图　　本案例采用GEO5岩土工程有限元分析模块进行分析，共分为八个计算工况。　　在工况阶段「建模」中进行分析设置、添加岩土材料、建立几何模型、设置接触面类型及生成网格等。我们可以将已经建好的隧道模型文件，直接导入到软件之中。成功将地层和隧道模型导入到软件之中以后，在「岩土材料」中添加岩土材料，这里将所有岩土材料的模型均选择Mohr-Coulomb弹塑性模型。岩土材料添加完成以后，在「指定材料」界面中将岩土材料指定给各自对应的岩土层。图2 指定岩土材料　　接着在「接触面类型」中定义隧道衬砌和周围岩土体之间的接触面类型，注意将材料模型选择「Mohr-Coulomb模型」。接触面添加完成以后，即可启动网格生成操作。　　点击进入工况阶段[1]，在本工况中分析地层初始地应力。在「分析」界面中直接点击「开始分析按钮」。图3 竖向有效应力云图　　添加工况阶段[2]，在本工况中模拟隧道拱部开挖以后围岩的变形情况。在「激活/冻结分区」中添加新挖方，冻结百分比设置为40%，并将其指定给本工况需要挖除的两个隧道上台阶区域。图4 上台阶开挖以后围岩竖向位移云图　　添加工况阶段[3]，在本工况中模拟隧道拱部进行衬砌和锚杆支护以后围岩的变形情况。将「上台阶开挖」挖方再冻结30%，并在「梁」界面中为隧道拱顶添加衬砌和锚杆。因为本工况模拟的是未成熟的混凝土，所以在添加衬砌时注意将混凝土弹性模量和剪切模量分别降低为3000MPa和1200MPa。图5 添加衬砌与锚杆图6 拱墙支护以后（混凝土尚未成熟）围岩竖向位移云图　　添加工况阶段[4]，在本工况中模拟衬砌混凝土成熟（即已经达到设计强度）以后围岩的变形情况。将「上台阶开挖」挖方再冻结30%，即不再考虑围岩的自承能力。在「梁」界面中提高衬砌混凝土的材料强度，将弹性模量和剪切模量分别提高到30000MPa和12000MPa。图7 衬砌弯矩分布图　　添加工况阶段[5]，在本工况中模拟隧道下台阶开挖以后围岩及支护的变形情况。在「激活/冻结分区」界面中点击添加新挖方，将冻结百分比设置为40%，并将其指定给本工况需要挖除的两个隧道下台阶区域。图8 冻结分区　　添加工况阶段[6]，在本工况中模拟隧道边墙衬砌以后围岩的变形情况。将「下台阶开挖」挖方再冻结30%，并在「梁」界面中为隧道边墙添加衬砌，图9 添加隧道边墙衬砌图10 边墙衬砌以后围岩竖向位移云图　　添加工况阶段[7]，在本工况中模拟隧道边墙衬砌混凝土成熟以后围岩的变形情况。将「下台阶开挖」挖方再冻结30%，并在「梁」界面中提高边墙衬砌混凝土的材料强度。图11 初次支护以后衬砌弯矩分布图12 初次支护以后衬砌法向变形 查看全部

　　本工程案例为碎石土心墙堆石坝，坝高136m，坝顶宽12m，坝底宽71m。图1为坝体剖面图。图1 坝体剖面图　　首先在工况阶段[建模]中进行分析设置、添加岩土材料、导入几何模型及划分网格等。GEO5支持直接导入在CAD等软件中已经建好的DXF模型文件。图2 导入坝体模型　　在[分析设置]中选择分析类型为“稳定流”，勾选“详细结果”复选框。 图3 分析设置　　添加完所有的坝体材料以后，在[指定材料]界面中将材料指定给各自对应的部位。 图4 指定坝体材料　　接着通过创建自由线来确定混凝土防渗墙在地基中的位置，最后对模型进行网格划分操作。图5 生成网格　　点击进入工况阶段[1]，在[梁]设置界面中添加防渗墙。接着通过[线渗透边界]设置渗流边界条件，这里将上游水位高程设置为62.0m，下游边界类型设置为“溢出边界”。 图6 边界条件设置　　设置好边界条件以后，在[分析]界面中点击[开始分析按钮]，通过短暂的求解即可得到坝体的渗流特征计算结果。图7 孔隙水压力分布云图图8 总水头分布云图图9 渗流矢量图 查看全部

　　介绍了「GEO5深基坑支护结构分析」模块锚杆内部稳定性计算”中支护结构底端理论深度的确定方法及锚杆锚固力计算中考虑其他锚杆影响的判定标准。　　锚杆内部稳定性验算即是验算在锚杆锚固力的作用下，锚杆是否会拔出土体，从而成支护结构后方土体的内部破坏。一个锚拉式围护结构的内部稳定性是由每一道锚杆单独决定的,分析验算时，锚杆锚固力和作用在岩土块体上的力相平衡。该岩土块体由支护结构，坡面，一条连接支护结构底端和锚固段中点的线，以及一条连接锚固段中点和坡面的竖向直线定义（如下图）。1. 分析验算时支护结构的底部（块体底部）深度是如何确定的？　　当对某一块体进行分析时，需要列出水平方向和垂直方向的静力平衡方程。通过这两个方程即能求解出未知的地基反力 Qi 和锚杆力的最大允许值 Fi。根据计算得到的结果，软件将为每道锚杆设置最大允许锚固力，并和锚杆中的实际锚固力进行比较。那如何确定这个块体底端点的位置以及如何考虑其他锚杆的作用呢？　　支护结构底端的理论深度位于坑底以下总土压力为零的地方，即该深度处土体主动土压力与被动土压力大小相同。如果该理论点的深度大于此时支护结构底端的深度，那么该点即为支护结构底端的深度。2. 锚杆锚固力计算中其他锚杆的影响是否考虑？　　对于其他锚杆上的作用力，其中一些锚杆不予考虑；只有“较短”的锚杆（与i锚杆相比）会对第 i 个块体的平衡分析起作用（锚杆对所要分析块体的拔力）；根据以下原则确定是否考虑某个给定锚杆在平衡分析中起作用：　　对于较低的锚杆m，确定较低锚杆m锚固段中点的平面滑面；该平面与垂线的夹角为 45°-φn/2（如下图所示β）；φn是在该较低锚杆m锚固段以上的土体内摩擦角平均值；如果较高的锚杆i锚固段中点位于较低锚杆m定义的滑面之外，那么m锚杆的锚固力将予以考虑；相反，如果较高的锚杆i锚固段中点位于较低锚杆m定义的滑面之内，那么m锚杆的锚固力将不予考虑。　　另外一种情况，对于较高的锚杆n，确定较低锚杆i锚固段中点的平面滑面；如果较高的锚杆n锚固段中点位于较低锚杆i定义的滑面之外，那么n锚杆的锚固力将不予考虑；相反，如果较高的锚杆n锚固段中点位于较低锚杆i定义的滑面之内，那么第 n 层锚杆的锚固力将予以考虑。　　从以上原则可知“较短”的锚杆锚固力被将予以考虑，而“较长”的锚杆锚固力将不予考虑。 查看全部

　　由于红粘土的特性，结合水的作用和影响，对边坡支挡结构的安全产生了很大的影响，本人就工作中遇到的问题进行了如下总结，望能与各位专家、同仁进行探讨！　　颜色为棕红或褐黄色，覆盖于碳酸盐岩系之上，其液限大于或等于50%的高塑性粘土判定为红粘土。红粘土具有失水收缩、裂隙发育、上硬下软的特征。红粘土在贵州地区广泛分布，在工程中形成了众多的红粘土边坡，针对些种边坡中经常发生的事故，对红粘土边坡支护设计中的几点注意事项进行总结如下：　　1. 必须充分重视红粘土上硬下软的特性。在红粘土地区天然竖向剖面上，往往出现地表呈坚硬、硬塑状态，向下逐渐变软，成为可塑、软塑甚至流塑状态的现象。随着这种由硬变软现象，土的天然含水率、含水比和天然孔隙比也随深度递增，力学性质则相应变差。边坡支护设计时，边坡的稳定性和土体压力除要按圆弧滑动面计算外，当基岩面起伏较大且出露在外时，还应计算滑红粘土与岩层的接触面滑动的安全系数，并且抗滑桩、锚杆、锚索等结构的锚固段应穿过最下层红粘土，到达岩层。　　2. 锚杆、锚索的锚固段应放置在岩层中。《建筑边坡工程技术规范》（GB50330-2013）中第8.1.4条规定：锚杆的锚固段不应设置在未经处理的液限大于50%的土层中。一般红粘土的液限都大于50%，锚固段放在红粘土层中极易发生事故。　　3. 红粘土中钻孔工艺的选择。由于红粘土具有遇水强度急剧降低的特性，在红粘土边坡中进行钻孔施工时，必须用干钻的施工工艺，防止由于水的浸入导致红粘土抗剪强度大幅下降，造成塌孔，影响工程质量甚至是边坡安全。　　4. 必须重视红粘土中的裂隙。分布红粘土中的深长地裂对工程危害极大，对一些低矮边坡，裂隙可使土体失去固有的连续性，尽管实际坡高小于计算的容许直立高度，仍可能因失稳而垮塌。较高边坡土体破坏时，将沿上部裂隙及土体中的不利方向的裂隙形成弧形滑动面。　　5. 红粘土边坡支挡结构计算时应考虑水的作用。在水的影响和作用下，土体的抗剪强度降低，重度增大，动水压力增大，使支挡结构墙背土压力增大，地基承载力减小，这是雨后一些红粘土边坡的挡墙出现滑移、倾覆等现象的主要原因。 查看全部

　　本基坑工程开挖深度为15m，基坑宽20m，采用的支护方式为钻孔灌注桩加钢管内支撑，灌注桩混凝土型号为C30，桩身直径为800mm，桩间距为1.5m，嵌固深度为5.0m。内支撑共设有三道，采用的钢管直径为609mm，厚度为16mm，内支撑水平间距为3m。　　本案例共分为以下七个工况阶段：　　1) 在工况阶段[建模]中进行分析设置、添加岩土材料、建立几何模型、设置接触面类型及生成网格等。图1 基坑建模　　2)  在工况阶段[1]中计算场地初始地应力分布。图2 初始应力分布云图　　3)在工况阶段[2]中模拟基坑放坡开挖至-2m时，基坑周围土体应力变化及土体变形情况。图3 基坑放坡开挖后场地竖向变形分布云图　　4)在工况阶段[3]中添加钻孔灌注桩及施工荷载、降低场地地下水位，模拟钻孔灌注桩及场地地下水位降低完成以后，在施工荷载作用下基坑周围土体应力变化及土体变形情况。图4基坑场地竖向有效应力分布云图　　5) 在工况阶段[4]中模拟设置第一道内支撑并将基坑开挖至-7.0m后基坑、排桩及周围土层的变形情况。图5 开挖至-7m后基坑场地竖向变形分布云图　　6)在工况阶段[5]中模拟设置第二道内支撑并开挖至-11.0m后基坑、排桩及周围土层的变形情况。图6 开挖至-11m后排桩法向变形分布图　　7) 在工况阶段[6]中模拟设置第三道内支撑并开挖至-15.0m后基坑、排桩及周围土层的变形情况。图7 开挖至-15m后基坑场地竖向变形分布云图图8 开挖至-15m后排桩弯矩分布图图9 开挖至-15m后排桩法向变形分布图 查看全部

　　最近审阅了基本规范，其中关于《载体桩》的规范中，涉及了复合地基中的桩土发挥系数。其中桩间土发挥系数大于1.0。这里的一些意见供同行们讨论与批评指正。　　在复合地基中，涉及桩与桩间土的发挥系数问题。所谓发挥系数其实就是二者共同工作的水平。1.复合地基中为什么桩有时不能100%发挥承载力　　这是由于①桩间土沉降产生负摩阻力；②桩分不到足够的荷载，例如刚性桩复合地基上的填土荷载。③褥垫层太厚。   2.关于桩间土的发挥系数　　对于桩基，在刚性承台底变性协调的情况下，桩间土是无法发挥其承载力的。所以对于桩基，国内外都是不考虑承台底部地基土的承载力的，见图1。可见这时桩间的承台底地基土在很小的桩顶位移（桩已达到极限承载力）下发挥的承载力是可以忽略的。 图1 桩基础　　复合地基中，由于设置了垫层，使二者的顶面位移不等，等于桩的Q-S曲线向下平移，即轴平移，见图2。 图2 薄垫层复合地基　　这时桩间土的发挥系数也不高，表明在这种刚度的单桩下，褥垫层偏薄。图3就是较为合适的褥垫层情况。 图3. 较合适的垫层复合地基　　为了清晰，这里都是用了极限荷载，而在设计中，则是以承载力的特征值为准。确定发挥系数的原则是二者的安全系数都是2.0。即有一个达到了极限荷载的1/2，则认为地基承载力达到设计值，另一个就只有小于1的发挥系数了。3．发挥系数是否可以大于1.0？　　如上所述，发挥系数是绝不能大于1.0的，各种《地基规范》从来没有大于1的发挥系数。　　可能在桩的施工过程中，土被振（挤）密，对于振冲桩，《规范》规定，桩间土的承载力fsk用“处理后桩间土承载力特征值”。而不是用处理前承载力特征值乘上大于1的发挥系数。 查看全部

　　建筑基坑规范2012中单根土钉的极限抗拔承载力标准值给出了一个估算公式，但其合理性有待探讨。 　　《建筑基坑支护技术规范JGJ120-2012》中第5.2.5条对单根土钉的极限抗拔承载力验算进行了如下规定：单根土钉的极限抗拔承载力标准值可以按下式估算：，但应通过本规程附录D规定的土钉抗拔试验进行研究。其中，dj-第j层土钉的锚固体直径（m）；qsk,i-第j层土钉与第i土层的极限粘结强度标准值（kPa）；li-第j层土钉滑动面以外的部分在第i土层中的长度（m），直线滑动面与水平面的夹角取（β
+φm）/2   。该公式对应的各参数如图1所示。图1 基坑规范2012中插图5.2.5　　但是笔者对此公式的运用有一定的怀疑。做个很简单的假设，如果上图中中间第3排（从上往下数）土钉长度较短，没有穿过假定的直线滑动面，则li=0，根据公式5.2.5，计算得到的Rk,j=0,即第3根土钉的抗拔承载力为0，而土压力是作用在土钉头与混凝土面板接触处的，则上述情况导致的结果是第3排土钉因为抗拔承载力不足而被拔出，这显然是不符合实际的。在整个土钉挡墙稳定的情况下，难道第3排土钉会单独鼓出或飞出？　　针对上述问题，笔者认为，验算土钉承载力，如果按照规范的思路，那么在计算土钉的抗拔力时也应该是考虑整个土钉的长度；而且，土钉墙作为一个加固体系，各排土钉并不是独立作用的，而是作为一个系统相互影响的。基于上述论述，笔者认为，更好的一种思路是，将土钉及其加固块体视为一个整体进行稳定性验算。该块体沿着最危险潜在滑面滑动，综合考虑加固整体的稳定性，而不是单独考虑某根土钉的抗拔力。类似外部稳定分析，但不是圆弧滑面，且滑面穿过大部分土钉。　　这一点和锚杆的拉拔验算类似，我们分析时由锚杆的锚固段（抗拔）和锚杆杆体的粗细（抗拉）得到锚杆能提供给滑面的最大抗力，从而得到滑面的安全系数，而不是由滑面的设计安全系数，反算得到滑体滑动时作用在单根锚杆上的力。实际上，我们很难计算得到单个锚杆的受力。同样的道理，计算土钉时，只是假设的滑面为主动破坏时的棱体破裂面。同时，由于土钉（外力）的影响，该滑面不一定为没有土钉时的主动土压力破坏面（45°- φ/2），而应该搜索得到。可能的破坏面形状如下图：　　从整体稳定的角度我们就可以更清楚的解释为什么规范的验算方法存在一定的不合理性。我们假设某一根土钉出现了鼓出（抗拔承载力不足），那么滑体一定沿着规范假设的滑面（45°-φ/2）产生了滑动，此时，其他土钉必定会对这个滑动产生抗力，从而阻止滑动，那么抗拔承载力不足的土钉就不会鼓出，从而自相矛盾。如果土钉承载力不足，滑体滑动，那么土钉只可能出现以下三种破坏（如图2），且所有土钉均会破坏：1. 土钉拉断2. 从滑面后的稳定土体中拔出；3. 依然保留在稳定土体中，从滑动块体中拔出； 图2 土钉破坏的三种模式　　实际工程中从来没有出现过单根土钉拔出，而整体稳定的。最后简单总结一下，土钉墙设计需要进行的验算：1. 倾覆滑移验算；2. 地基承载力验算；3. 内部稳定性验算（直线或折线滑面） - 本文提到的土钉承载力；4. 外部稳定性验算：绕过土钉墙的圆弧滑面5. 混凝土面层强度验算。　　上述验算均可以在GEO5土钉边坡支护设计中实现。在GEO5中，用户可以选择「内部稳定性-直/折线滑动」（图3），将土钉和其加固的块体视为整体进行稳定性验算。理正深基坑仅能依据建筑基坑规范2012验算土钉，因此有时候我们会发现最终设计方案很奇怪。在此笔者建议大家在研读规范和使用软件时，要注意对条文细节的理解和批判，不能一味只相信软件。还是那句话：软件只能作为辅助，而不能作为主宰。 图3 内部稳定性验算滑面类型图4 GEO5土钉边坡支护设计界面 查看全部

 　介绍了GEO5微型桩设计模块截面验算中半波数目的计算解读。 　　在微型桩设计模块截面验算时查看详细结果，其中有个「计算半波数」的数值。本文主要讲解关于半波数的计算原理。 　　GEO5微型桩设计模块中的压屈稳定性验算默认采用的是Euler几何方法，计算结构模型简化如下图所示： 结构模型　　对于受压微型桩，根据其几何尺寸、结构刚度、桩周土刚度以及边界条件的不同，桩身变形的半波数目是不同的。软件的计算结果由完全平直梁的弯曲方程得到：　　经过适当转换后，弯曲方程可以表示为：其中：　　积分常数根据假设的桩两端支承方式，由四个边界条件列出的方程组求解得到。　　GEO5微型桩设计模块就可能出现的两种边界条件类型给出了不同解：1.假设两端都为铰接方式连接，可以得到下述方程：方程中的半波数目为： 2.假设为一端铰接，另一端固定的连接方式，可以得到下述方程：方程中的半波数目为： 其中：Ei-等效横截面的弹性模量　　　Ii－等效横截面的惯性矩　　　lp－微型桩桩长 　　　Ep－水平反力系数 　　　n－半波数目　　根据水平反力系数Ep求出半波数目n，进而可算出容许轴向力Ncr。关于输入的土的水平反力系数kh，可查帮助文档取参考值，kh也可参看之前写的水平反力系数的帖子：解读GEO5基坑分析模块中的水平反力系数计算方法。 查看全部

2.2  国标《边坡规范》13版提供的岩体等效内摩擦角数据不是岩体等效内摩擦角近似值 　　国标《边坡规范》13版提供的岩体等效内摩擦角取值表见表1。 表1  边坡岩体等效内摩擦角（°）　　在坡顶水平、坡面直立、恒定坡高、直线滑面、无地下水、无坡上荷载的严苛条件下，国标《边坡规范》13版给出的岩体等效内摩擦角也不符合抗剪强度等效原则，因为它本来就不是根据抗剪强度等效原则建立公式进行计算的，也不是在这样的公式计算结果基础上分段设立区间值的。例如：在坡顶水平、坡面直立、恒定坡高、直线滑面、无地下水、无坡上荷载的条件下，按抗剪强度等效原则算得的倾角为  θ=45°+φ/2　　（φ为岩体内摩擦角）的滑面上岩体等效内摩擦角为 式中，φε  为岩体等效内摩擦角，σ为滑面法向应力，G为滑体重力，L为滑面长度。 　　当坡高为10m，岩体粘聚力为1MPa，岩体内摩擦角为40°，重度为23kN/m3，岩体较完整，结构面结合一般时，按（14）式算得岩体等效内摩擦角为85°，而按表1，因该岩体属Ⅱ类岩体，岩体等效内摩擦角最多取72°。二者相差13°以上。何况国标《边坡规范》13版远不是仅仅针对坡顶水平、坡面直立、恒定坡高、直线滑面、无地下水、无坡上荷载的边坡。可见，国标《边坡规范》13版提供的岩体等效内摩擦角数据不是岩体等效内摩擦角近似值。　　明显不符合抗剪强度等效原则的岩体等效内摩擦角并不是真正的岩体等效内摩擦角，不能称为岩体等效内摩擦角。2.3  岩体等效内摩擦角概念没有给判断边坡抗滑稳定性带来方便　　一些技术人员直接用等效内摩擦角来判断边坡抗滑稳定性：坡角大于等效内摩擦角时，边坡不稳定；坡角小于等效内摩擦角时，边坡稳定。这种做法是不恰当的，原因是：因等效内摩擦角包含了粘聚力的作用，采用等效内摩擦角概念意味着将岩土体视为所用摩擦角比实际摩擦角大的无粘性岩土体，坡角与等效内摩擦角相等相当于坡角与无粘性土边坡内摩擦角相等。当坡角与无粘性土边坡内摩擦角相等时，边坡刚好处于极限平衡状态。同样，当坡角与等效内摩擦角相等时，边坡也刚好处于极限平衡状态，相应稳定系数为1，因此边坡并未达到稳定。　　在岩体等效内摩擦角取值不是真正的岩体等效内摩擦角时，更不能直接用岩体等效内摩擦角判断边坡稳定性。　　在岩体等效内摩擦角取值是真正的岩体等效内摩擦角的假想条件下，当边坡岩体作平面滑动、无地下水、无水平荷载时，对任意直线形滑面，有　　式中，  FS为抗滑稳定系数，θ1为任意直线形滑面倾角，G为任意直线形滑面上的岩体重力。由该式可知，随着任意直线形滑面倾角的增大，抗滑稳定系数逐渐减小；滑面倾角增大至坡角时，抗滑稳定系数达到最低。因此，可以根据岩体等效内摩擦角正切（即岩体等效内摩擦系数）与坡角正切（即坡率）之比来判断岩质边坡抗滑稳定性。但是，如前所述，受岩土体强度控制的后仰边坡滑面不是直线形滑面；而当滑面是直线形滑面时，没有必要增设一个等效内摩擦角的计算环节，直接用岩体粘聚力和岩体内摩擦角计算稳定系数即可。因此，在严苛的特定条件下根据岩体等效内摩擦系数与坡率之比来判断岩质边坡抗滑稳定性虽然正确，却没有必要。正因为如此，沿直线形结构面滑动的稳定性计算总是根据结构面粘聚力和结构面内摩擦角直接计算抗滑稳定系数而不是根据结构面等效摩擦角计算抗滑稳定系数。　　可见，采用岩体地下内摩擦角概念没有给判断边坡抗滑稳定性带来方便。2.4 采用岩体等效内摩擦角和主动岩石压力概念计算边坡支护结构岩土荷载导致边坡抗滑稳定性评价混乱和失真　　采用岩体等效内摩擦角和主动岩石压力概念计算边坡支护结构岩土荷载将导致边坡抗滑稳定性评价混乱和失真。　　例如：在坡顶水平、坡面直立、恒定坡高、直线滑面、无地下水、无坡上荷载的条件下，当坡高为10m，岩体粘聚力为1MPa，岩体内摩擦角为40°，重度为23kN/m3，岩体较完整，结构面结合一般时，对应于倾角为45°+φ/2（φ为岩体内摩擦角）的滑面的稳定系数为5.33，远远大于抗滑稳定安全系数，完全不必要实施抗滑支护。但按表1，因该岩体属Ⅱ类岩体，岩体等效内摩擦角最多取72°，相应岩石压力应按下式计算：　　结果为28.95kN/m，据此，该边坡又需要进行抗滑支护。实际上，根据（12）式，哪怕岩体等效内摩擦角高达89.99°，也有岩石压力存在。而对应于滑动破坏的岩石压力大于0，意味着相应边坡抗滑稳定性总是不满足要求。　　采用岩体等效内摩擦角和主动岩石压力概念均是造成这种局面的原因。　　主动岩石压力概念是从主动土压力概念延伸而来的，建立在极限平衡（即稳定系数为1）的基础上。因此，当采用主动岩石压力概念时，即使单独考虑粘聚力作用，抗滑稳定安全系数在边坡工程设计中仍然不起阈值作用。如：国标《边坡规范》13版中土质边坡和沿外倾结构面滑动边坡主动岩石压力公式均是单独考虑粘聚力作用的，抗滑稳定安全系数在边坡工程设计中同样不起阈值作用。2.5 岩体等效内摩擦角用于非抗滑目的不合乎逻辑　　很多边坡工程采用岩体等效内摩擦角计算岩土荷载的支护结构不是为了抗滑，而是为了抗拉裂变形。这种做法是不合乎逻辑的，因为：抗拉裂变形支护结构所承担的岩土荷载是形变荷载不是破坏荷载，而按等效内摩擦角计算的岩土荷载不仅是破坏荷载而且是滑动破坏荷载。显然，用滑动破坏荷载代表形变荷载在逻辑上是说不通的。抗拉裂变形支护结构岩土荷载可以采用侧向自重压力修正的方法进行计算。2.6 对受岩体强度控制的岩质边坡采用等效内摩擦角概念与对土质边坡、受结构面强度控制的边坡、岩质地基和岩质洞室不采用等效内摩擦角概念不匹配　　众所周知，岩体粘聚力最大值与土体粘聚力最大值和结构面粘聚力最大值的差别远大于岩体内摩擦角最大值与土体内摩擦角最大值、结构面内摩擦角最大值的差别。目前，工程中对填土以外的土质边坡和受结构面强度控制的边坡，无论是稳定性计算还是支护结构岩土荷载计算，都不采用等效内摩擦角概念，对岩体粘聚力高得多的受岩体强度控制的岩质边坡更不应该采用等效内摩擦角概念。　　根据岩体内摩擦角和岩体粘聚力进行受岩体强度控制的岩石地基承载力计算和岩石洞室围岩稳定性计算是常规做法。唯独对受岩体强度控制的岩质边坡采用等效内摩擦角概念进行计算是不合适的。3  建议　　从上述分析可以看出，破裂角在边坡工程中没有合适用途，国标《边坡规范》13版提供的破裂角公式或取值也不是真正的破裂角；岩体等效内摩擦角真正按岩体抗剪强度等效原则计算时，采用岩体等效内摩擦角概念是一种多余的做法，而不按岩体抗剪强度等效原则计算时，岩体等效内摩擦角概念是没有意义的。　　破裂角和岩体等效内摩擦角概念的既有应用领域可采用下列方法：　　1.边坡支护结构分为抗失稳支护结构和抗变形支护结构；抗失稳支护结构岩土荷载可像滑面强度参数用稳定系数公式反算那样采用按稳定系数公式反算方法进行计算；抗拉裂变形支护结构岩土荷载可采用侧向自重压力修正（修正系数根据边坡岩体侧向变形能力类别确定）的方法进行计算。　　2.对受岩土体强度控制的边坡而言，可能失稳范围可以通过稳定性计算确定，对应于稳定系数等于稳定安全系数且位置较深的破坏面就是塌滑体与不动体的边界。这种方法可以包含非滑动破坏的情形。　　3.边坡可能变形范围可由变形控制不同严格程度范围和坡率超出控裂坡率限值（即控制拉裂坡率上限值）范围的较大者确定。　　边坡需要同时进行抗失稳和抗变形处理时，变形破坏范围取最大可能失稳范围与最大可能变形范围两者的较大值。　　4.锚固段从最危险的塌滑面起算且穿过可能失稳边界的长度满足构造要求。　　5.对受岩土体强度控制的边坡而言，判断抗滑稳定性根据岩体粘聚力和岩体内摩擦角按稳定性公式计算即可。　　鉴于上述情况，建议舍弃破裂角和岩体等效内摩擦角概念。4  结论　　1.边坡工程中破裂角的取值与应用存在下列问题：用破裂角表示滑面倾角容易导致概念的混淆；因把非水平的岩土压力方向定为水平、破裂角确定方法未与岩土压力公式对应，国标《边坡规范》13版提供的破裂角公式或取值不是真正的破裂角公式或取值；破裂角在边坡工程中没有合适用途，既不能用来判断受岩土体强度控制的边坡稳定性、破坏范围和锚杆锚固段范围，也不能用于计算受岩土体强度控制的边坡抗滑支护结构岩土荷载，更不能用于抗变形支护结构岩土荷载计算。　　2.边坡工程中岩体等效内摩擦角的取值和应用存在下列问题：无法在边坡稳定性计算之前获得；国标《边坡规范》13版提供的岩体等效内摩擦角数据不是岩体等效内摩擦角近似值，不能称为岩体等效内摩擦角；采用岩体等效内摩擦角概念没有给判断边坡抗滑稳定性带来方便；采用岩体等效内摩擦角和主动岩石压力概念计算边坡支护结构岩土荷载导致边坡抗滑稳定性评价混乱和失真；用于非抗滑目的不合乎逻辑；对受岩体强度控制的岩质边坡采用等效内摩擦角概念与对土质边坡、受结构面强度控制的边坡、岩质地基和岩质洞室不采用等效内摩擦角概念不匹配。　　3.边坡工程中破裂角和岩体等效内摩擦角概念的既有应用领域可采用本文所述方法。　　4.建议在边坡工程中舍弃破裂角和岩体等效内摩擦角概念。更多内容点击破裂角和岩体等效内摩擦角取值及应用探讨（上） 查看全部

　　近十多年来，边坡工程广泛采用破裂角和岩体等效内摩擦角这两个概念。　　破裂角主要用于确定塌滑区范围和锚杆锚固段起算点，有时因岩石压力公式中含有破裂角也用于受岩体强度控制的边坡支护结构所受岩石荷载计算；岩体等效内摩擦角主要用于计算受岩体强度控制的边坡支护结构所受岩石荷载。一些技术人员还直接用破裂角或岩体等效内摩擦角来判断边坡抗滑稳定性：坡角大于破裂角或等效内摩擦角时，边坡不稳定；坡角小于破裂角或岩体等效内摩擦角时，边坡稳定。　　岩体等效内摩擦角是使不单独考虑岩体粘聚力作用时的岩体抗剪强度与单独考虑岩体粘聚力作用时的岩体抗剪强度相等的假想岩体内摩擦角。　　破裂角出现在主动岩土压力公式中或应用于主动岩土压力计算，而主动岩土压力是岩土体处于主动极限平衡状态时对挡墙的作用力，因此，边坡工程中的破裂角是边坡岩土体处于极限平衡状态时直线形滑裂面与水平面的夹角（即滑裂面倾角）。但在土力学和岩石力学中，破裂角是指岩土体中一点处于极限平衡状态时破裂面与大主应力作用面的夹角。　　这两个定义虽然都表示处于极限平衡状态时滑面的方向，但有很大不同：　　1.前者针对边坡岩土体，后者针对岩土体（不限于边坡）中的一点；　　2.前者是倾角，而后者因大主应力方向可有90°的变化（从竖向变化到水平向），不具有倾角概念；　　3.对特定岩土体，前者取值不固定，随坡形、坡高及其他因素变化，后者取值固定（为45°+φ/2）。　　现在，工程界已有很多技术人员不了解破裂角的本来含义。为避免引起概念的混淆，边坡工程中的破裂角还是称作破裂面（滑裂面）倾角为好。　　本文详细分析了边坡工程中破裂角和岩体等效内摩擦角取值及应用存在的问题并提出建议。1  破裂角取值与应用存在的问题1.1  国标《边坡规范》13版提供的破裂角公式或取值不是真正的破裂角公式或取值　　国标《边坡规范》13版提供了破裂角公式或取值，但这些公式或取值不是真正的破裂角公式或取值，具体有两种情况。　　1）把非水平的岩土压力方向定为水平导致相应破裂角公式不是真正的破裂角公式　　针对坡面倾斜、坡顶水平、无超载这种特定情况，国标《边坡规范》给出的岩土压力公式如下：式中，c为岩土体粘聚力，φ为岩土体内摩擦角， α’为坡角，θ为破裂角，h为边坡高度，γ为岩土体重度。　　上述公式是在将岩土压力方向定为水平的条件下导出的（图1），而将岩土压力方向定为水平是不正确的，这是因为：所有力学计算均应建立在力平衡的基础上，而支护力就是支护结构岩土荷载的反力。在有挡墙支挡的情况下，建立岩土楔体的力平衡方程必须先视墙背为滑面或光滑面。无论视墙背为滑面还是光滑面，岩土压力反力都不是水平方向。将岩土压力方向定为水平这种做法也与另三个岩土压力公式（1.墙背倾斜、坡顶倾斜、有超载、无外倾结构面情况下的岩土压力公式；2.墙背倾斜、坡顶倾斜、有超载、沿非缓倾的外倾结构面滑动情况下的岩石压力公式；3.墙背倾斜、坡顶倾斜、无超载、沿非缓倾的岩石坡面滑动情况即有限范围填土情况下的土压力公式）矛盾，在那三个公式里，岩土压力方向与墙背法向夹角为墙背摩擦角，而坡面倾斜、坡顶水平、无超载、无外倾结构面情况下的岩土压力公式是墙背倾斜、坡顶倾斜、有超载、无外倾结构面情况下的岩土压力公式的特例，二者的岩土压力方向设定本应一致；坡面倾斜、坡顶水平、无超载、有外倾结构面情况下的岩土压力公式是墙背倾斜、坡顶倾斜、有超载、有外倾结构面情况下的岩石压力公式的特例，二者的岩土压力方向设定本应一致；墙背倾斜、坡顶倾斜、无超载、沿岩石坡面滑动情况即有限范围填土情况下的土压力公式是坡面倾斜、坡顶水平、无超载、有外倾结构面情况下的岩土压力公式的特例，二者的岩土压力方向设定本应一致。图1   坡面倾斜、坡顶水平、无超载的边坡计算简图　　岩土压力方向的设定是岩土压力公式推导的基础，岩土压力方向不正确，导致岩土压力公式不正确，也导致与之相应的受岩土体强度控制的破裂角公式不是真正的破裂角公式。　　2）受岩土体强度控制的破裂角确定方法未与岩土压力公式对应　　在国标《边坡规范》13版中，除坡面倾斜、坡顶水平、无超载的岩质边坡破裂角按（3）式计算外，各种受岩土体强度控制的破裂角的确定方法是：　　（1）对直立岩质边坡中的下列边坡取45°+φ/2：坡顶无建筑荷载时永久的Ⅱ、Ⅲ、Ⅳ类岩体边坡；坡顶有建筑荷载时临时的Ⅱ、Ⅲ、Ⅳ类岩体边坡；坡顶无荷载时临时的Ⅳ类岩体边坡。　　（2）对直立岩质边坡中的下列边坡取不同的指定值：坡顶无建筑荷载时永久的Ⅰ类岩体边坡和坡顶有建筑荷载时临时的Ⅰ类岩体边坡取75°左右；坡顶无建筑荷载时，临时的Ⅰ类岩体边坡取82°，临时的Ⅱ类岩体边坡取72°；临时的Ⅲ类岩体边坡取62°。　　（3）对坡顶无荷载的土质边坡取（ α’为坡角）。　　根据土力学，受岩土体强度控制的破裂角公式与岩土压力公式相伴而生，一定的岩土压力公式对应着一定的破裂角公式，破裂角公式的适用范围与岩土压力公式的适用范围相同。由土力学可知，在均质且无地下水的条件下，破裂角计算有下列几种情况：　　（1）墙背直立光滑、岩土体表面水平且无局部荷载时，破裂角为45°+φ/2。　　（2）墙背倾斜光滑、岩土体表面水平且无局部荷载时，破裂角为（α’+φ）/2 （α’为坡角）。　　（3）墙背倾斜不光滑、岩土体无粘聚力且表面倾斜时，破裂角为式中，β为岩土体表面倾角， α1为墙背与竖直面的夹角，δ为墙背摩擦角。　　（4）墙背倾斜不光滑、岩土体有粘聚力、表面倾斜且有均布连续荷载时，破裂角公式十分复杂，土力学文献不再给出破裂角公式，而越过破裂角这个环节直接给出与岩土体表面倾角、墙背与墙底水平投影夹角、墙背摩擦角、岩土体粘聚力、岩土体内摩擦角、挡墙高度、岩土体重度、岩土体表面均布连续荷载有关的岩土压力公式。　　将国标《边坡规范》13版给出的上述各种受岩土体强度控制的破裂角的确定方法与土力学理论进行对比可知：　　（1）取45°+φ/2的方法对墙背直立光滑但坡顶非水平面或有局部荷载的岩质边坡不适用。　　（2）取（α’+φ）/2 的方法对坡顶非水平面或墙背摩擦角不为0的土质边坡不适用，对墙背直立光滑、坡顶水平但有几个不同水平土层的情形不适用也无法用。　　（3）取不同指定值的方法对各种情形均不适用。　　显然，相关文献给出的上述各种受岩土体强度控制的破裂角的确定方法均未与岩土压力公式对应。　　国标《边坡规范》02版一律用45°+φ/2来代表破裂角同样未与岩土压力公式对应。　　受岩土体强度控制的破裂角的确定方法与岩土压力公式不对应意味着破裂角确定方法不正确。1.2  破裂角在边坡抗滑分析计算中没有合适用途　　一些技术人员用破裂角来判断边坡抗滑稳定性：坡角大于破裂角时，边坡不稳定；坡角小于破裂角时，边坡稳定。国标《边坡规范》用破裂角来判断边坡破坏范围和锚杆锚固段范围：在与破裂角对应的滑面上方的岩土体属于塌滑区，相应锚杆部分属于非锚固段；在与破裂角对应的滑面下方的岩土体不属于塌滑区，相应锚杆部分属于锚固段。国标《边坡规范》还基于破裂角概念计算边坡抗滑支护结构岩土荷载。这些做法是不正确的，原因是：　　1）破裂角不是稳定坡角。坡顶水平、坡面直立的软土边坡破裂角因内摩擦角接近于0而接近于45°，显然，以破裂角为坡角进行放坡，软土边坡远未达到稳定。当砂土内摩擦角为30°时，坡顶坡底水平、坡面直立的砂土边坡破裂角破裂角为60°，显然，以破裂角为坡角进行放坡，砂土边坡远未达到稳定。　　2）对确定的岩土体，破裂角不是固定值。从前面的分析可知，破裂角不仅随岩土体内摩擦角变化，还随墙背倾斜情况、坡顶倾角、墙背摩擦角等因素变化。　　3）破裂角建立在岩土体处于极限平衡状态的基础上，在挡墙反力作用下，挡墙背后岩土体沿滑面滑动的稳定系数为1，而经支护的边坡，其抗滑稳定系数显著大于1（大量边坡在支护前的抗滑稳定系数就已大于1）。　　4）采用破裂角概念需假定滑面为直线形，而受岩土体强度控制的后仰式边坡显然不是直线形。一个简单的例子是：当边坡坡角接近于0°时，在建筑物荷载作用下岩土体仍会失稳，这就是地基破坏。如果滑面是直线形，地基怎么破坏呢？　　总之，破裂角在边坡抗滑分析计算中没有合适用途。在破裂角公式或取值不是真正的破裂角公式或取值时，破裂角概念在边坡抗滑分析计算中更没有合适用途。1.3  将破裂角用于非滑动破坏不合乎逻辑　　边坡破裂角是边坡岩土体处于极限平衡状态时的直线形滑面倾角，相应破裂面是滑面，相应破坏是滑动破坏。岩石强度较高且岩体完整程度较高的岩质边坡，在无外倾结构面的情况下，抗滑稳定性很高，不会发生滑动破坏。对这样的边坡实施支护不是防范滑动破坏而是防范拉裂变形。显然，对这种情形，确定破坏范围、确定锚固段范围、计算支护结构岩土荷载采用破裂角概念就是把破裂角概念用于非滑动破坏。这显然不合乎逻辑，因为破裂角就是滑面倾角，滑面都没有，何来滑面倾角呢?　　根据本小节和上一小节的分析可知，破裂角在边坡工程中没有合适用途。2  岩体等效内摩擦角取值和应用存在的问题2.1 岩体等效内摩擦角无法在边坡稳定性计算之前获得　　岩体等效内摩擦角指的是不单独考虑岩体粘聚力作用时的岩体抗剪强度与单独考虑岩体粘聚力作用时的岩体抗剪强度相等的假想岩体内摩擦角。根据抗剪强度等效原则，岩体等效内摩擦角不仅与岩体内摩擦角、岩体粘聚力有关，还与坡形、坡率、坡高、坡上荷载、滑面形态及地下水情况有关，而坡形、坡率、坡高、坡上荷载、滑面形态及地下水情况变化极大，岩体内摩擦角、岩体粘聚力确定时，岩体等效内摩擦角并不确定，故岩体等效内摩擦角无法在边坡稳定性计算之前获得（即使假设滑面为直线形）。既然岩体等效内摩擦角与这么多因素有关，要根据这么多因素按抗剪强度等效原则经过抗滑稳定性计算过程才能求出，而岩体等效内摩擦角求出后不是用于抗滑稳定性计算就是用于作用在支护结构上的岩土荷载计算，倒不如省却岩体等效内摩擦角计算这道环节，直接根据这些因素进行抗滑稳定性计算或和作用在支护结构上的岩土荷载计算。因此，岩体等效内摩擦角真正按岩体抗剪强度等效原则计算时，采用岩体等效内摩擦角概念是一种多余的做法。更多内容查看破裂角和岩体等效内摩擦角取值及应用探讨（下） 查看全部

在之前的文章中我们曾介绍GEO5中变形计算深度确定的两种方法：结构强度理论和应力比法。　　在「扩展基础设计」模块「地下水+地基」界面有一个「不可压缩地基」选项，用户可以勾选并设置不可压缩地基离天然地面深度。细心的朋友可以发现，当我们设置不同的不可压缩地基深度时，沉降分析得到的变形计算深度会不同，甚至出现当我们设置的不可压缩地基深度值更大时，变形计算深度反而更小的情况（图1）。　　下面将为大家解答这一困惑。                      （a）不可压缩地基深度10m时的变形计算深度                  （b）不可压缩地基深度8m时的变形计算深度图1不同工况下的变形计算深度　　当我们设置了「不可压缩地基深度」，在沉降分析界面，会出现「考虑不可压缩地基的影响」选项（图2），如果我们勾选该选项，则不可压缩地基的深度会对变形计算深度产生影响。 图2 沉降分析界面　　GEO5中通过引入折减系数K1来考虑基础埋置深度的影响，引入折减系数K2来考虑不可压缩地基的影响：其中：zic为基底不可压缩地基的深度，z为基底以下深度。　　综合以上两个折减系数，采用按下式计算得到的修正地基土深度zr来计算深度z处的竖向应力σz： 　　当设置不同的不可压缩地基深度时，地基土竖向应力的分布会发生变化，根据结构强度理论和应力比法原理，必然会导致变形计算深度的变化，从而出现本文开头提出的现象。　　实际设计工作中，大家可以依据工程勘察报告，正确设置不可压缩地基深度，从而得到最为合理的计算结果。　　关于基础埋深的影响，请查阅GEO5帮助文档「理论/地基固结沉降分析/基础埋深和不可压缩地基的影响」章节。 查看全部

　　介绍了地基土沉降变形计算深度确定的两种方法：结构强度理论和应力比法，以供选择。　　「扩展基础设计」模块中沉降分析结果中有一个变形计算深度（图1），按照理论的观点，当在地表施加荷载时，无限深度内的地基应力都会发生变化。但是，岩土体的变形实际上只发生在一定的深度内，这个深度就是变形计算深度。　　GEO5中提供了两种用于确定变形计算深度的方法：结构强度理论、应力比法（附加应力等于自重应力的百分比）。                             图1 沉降分析详细结果1.结构强度理论　　结构强度指荷载加载到岩土体内部结构刚要破坏时岩土体抵抗变形所产生的抗力。岩土体的结构强度和结构强度系数m成正比关系。　　如果在固结沉降分析中采用了结构强度理论，那么：　　a）当达到基底下某一深度时，若竖向附加应力σz等于岩土的结构强度（由初始自重应力σor乘以结构强度系数m得到），那么这个深度即为变形计算深度：其中：m-结构强度系数，其取值可参考表1；σor-初始自重应力。　　　　　　　　　　　　　　　　　　　　　　　　　　　　　　　　      表1结构强度系数建议值　　b）当计算岩土体的沉降时，由超载引起的竖向附加应力σz减去岩土体结构强度得到下式：其中：m-结构强度系数；σor-初始自重应力；σz-附加应力。　　根据下图影阴线所表示的附加应力分布，沉降量s可用下式计算： 其中：m-结构强度系数；σor-初始自重应力；σz-附加应力。图2 基于结构强度理论的变形计算深度（影阴线区域是有效荷载区域）2.应力比法　　如果在沉降分析中把附加应力限制为自重应力的某个百分比，那么：　　a）当达到基底下某一深度时，若竖向附加应力σz等于岩土体初始自重应力的某个指定的百分比，那么这个深度即为变形计算深度：                              其中：x%-指定的自重应力的百分比；σor-自重应力。b）根据下图影阴线所表示的附件应力分布，沉降量s可用下式计算：其中：σz-附加应力；σor-自重应力 。图3 附加应力等于自重应力的某个百分比时的变形计算深度 查看全部

　　岩土工程有限元分析计算模块是GEO5一个非常重要的分析模块，该模块包含的分析类型包括：应力应变分析、稳定流非稳定流分析、边坡稳定分析及固结分析。　　今天就给大家简单地介绍一下本模块中可以使用的材料模型种类及相应的特点。材料模型是用来反映材料应力应变数学关系的表达式，也称为本构方程或本构关系数学。这些模型可以分为两类——线性模型和非线性模型。　　1.其中线性模型包括线弹性模型和修正线弹性模型　　线弹性模型是最基本的材料模型，它采用Hooke定律，假设应力和应变之间是线性关系。对岩土材料来说，只有当施加的荷载相对较小时才能使用线弹性模型，因为当进行卸载时，卸载回弹的变形通常小于总的变形，　　而修正线弹性模型在将加载和卸载阶段分别采用不同的弹性模量，可以反映卸载后再加载到卸载前这段过程中岩土体的应力应变情况。线性模型对材料应力应变的分析相对较快，但不是非常精确。当只关注岩土体应力或应变的状态时，可以使用这种模型。　　　2.基本的非线性模型可以进一步分为两种类型　　第一类模型基于Mohr-Coulomb（莫尔-库伦）破坏准则。Drucker-Prager模型，Mohr-Coulomb弹塑性模型，修正Mohr-Coulomb弹塑性模型都属于这一类。这类模型可以模拟材料的硬化和软化，且其共同特点是当沿着静水压力轴（σ1=σ2=σ3）对材料施加压力时，材料只发生弹性变形。　　第二类模型的代表模型是修正Cam-clay模型（修正剑桥模型），广义Cam-clay模型（广义剑桥模型）和亚塑性模型，这类模型的理论基础是临界状态土力学。　　1)Mohr-Coulomb弹塑性模型采用了弹塑性理论，能较好地描述土体的破坏行为，主要适用于在单调荷载下以颗粒结构为特征的材料，如土壤，可以用于低坝、边坡等稳定性问题的分析。　　2)修正Mohr-Coulomb弹塑性模型（MCM）对Mohr-Coulomb屈服面中的尖角进行了平滑处理。　　3)Drucker-Prager模型修正了Mohr-Coulomb屈服函数，消除了由尖角造成的奇异点。适用于实质上是单调加载的场合，如土基的极限荷载分析。它最适合用于仿真有内摩擦力的材料。　　　　4)修正的Cam-clay模型为等向硬化的弹塑性模型，它修正了剑桥模型的弹头形屈服面，采用帽子屈服面（椭圆形），以塑性体应变为硬化参数，能较好地描述黏性土在破坏之前的非线性和依赖于应力水平或应力路径的变形行为，本模型从理论上和试验上都较好地阐明了土体的弹塑性变形特征，是应用最为广泛的软土本构模型之一。　　5)广义Cam clay模型对MCC（修正剑桥模型）进行了很大的改进，尤其是对模拟处于超临界区域的岩土材料进行了优化。　　6)亚塑性模型适用于较软的细粒土。它属于临界状态模型（修正剑桥模型，广义剑桥模型），但是亚塑性模型可以同时反映岩土体在加载和卸荷时的非线性应力应变行为。和其他基于弹塑性理论的模型相比较，亚塑性模型可以只计算总应变，因此，亚塑性模型中并不区分弹性应变和塑性应变。在其他模型中，潜在滑动面的类型和位置可以通过绘制等效塑性偏应变来表示，但是，在亚塑性模型中，潜在滑动面可以通过机动摩擦角的分布来表示。　　这里只简单介绍了每个材料模型的特点，具体的介绍请参照GEO5岩土工程有限元分析软件帮助中的岩土材料部分。选择一个合适的材料模型对于预测岩土材料的真实应力和应变是非常重要的，所以朋友门在使用有限元软件进行岩土设计分析时，首先要对材料模型有所了解。 查看全部