斜坡地基大面积高填方路堤桩基托梁挡墙受力机理及计算方法研究

国内图书分类号：U213.1密级：公开国际图书分类号：西南交通大学研究生学位论文斜坡地基大面积高填方路堤桩基托梁挡墙受力机理及计算方法研究年级2015级姓名谢鑫申请学位级别工学硕士专业地质资源与地质工程指导老师肖世国教授二零一八年五月 ClassifiedIndex:U.D.C:SouthwestJiaotongUniversityMasterDegreeThesisSTUDYONMECHANICALBEHAVIORANDCALCULATIONMETHODSOFPILE-SUPPORTEDBEAMWITHRETAININGWALLONLARGE-AREAANDHIGH-FILLEMBANKMENTONSLOPEFOUNDATIONGrade:2015Candidate:XieXinAcademicDegreeAppliedfor:MasterofScienceinEngineeringSpeciality:GeologicalResourcesandGeologicalEngineeringSupervisor:Prof.XiaoShiguoMay,2018 西南交通大学硕士研究生学位论文第I页摘要在斜坡地基上形成的大面积高填方路堤工程，常采用桩基托梁挡墙结构支挡，既可控制填方区域整体变形，又可提高斜坡稳定性，避免滑坡发生。为了深入分析此类桩基托梁挡墙结构的受力特征，尤其是墙背极限侧向土压力的确定方法，本文依托衢宁铁路屏南车站工程实例，采用理论分析、数值模拟和现场监测的方法对斜坡地基上大面积高填方工程桩基托梁挡墙的受力机理及计算方法开展研究。主要研究结果如下：（1）通过FLAC3D软件数值模拟，分析了桩基托梁挡墙的作用机理，给出了桩基托梁挡墙的传力机制，及其对边坡变形及稳定性的控制原理。（2）基于桩基托梁挡墙结构的受力机理，给出墙后填方土体处于极限平衡状态时，斜坡上高填方土体将发生越过墙顶的“越顶”破坏模式。采用极限平衡法并结合极值原理，推导出了挡土墙墙后主动土压力的计算公式。给出了填方土体内摩擦角、填方坡面倾角、自然坡面倾角以及墙背倾角对失稳模式和土压力大小的影响。（3）基于桩基托梁挡墙的传力机制及墙后极限状态土压力分析方法，进一步给出了托梁受力模式，以及桩体结构的弯矩和剪力计算公式，形成了桩基托梁挡墙结构的计算分析方法。（4）针对衢宁铁路屏南车站典型工点实际情况，对比分析了桩基托梁挡墙结构受力的数值模拟与现场实测结果，以及理论分析与数值模拟结果，进一步说明了相关分析方法的合理性。（5）采用数值模拟方法，进一步讨论了斜坡地基性质、填方高度、桩体刚度、填土内摩擦角等主要因素对桩基托梁挡墙受力和变形的影响规律。本文依托衢宁铁路屏南车站斜坡地基大面积高填方路堤工程对桩基托梁挡墙的受理机理及计算方法的研究结果可为类似实际工程提供指导和参考，具有重要的理论与实际意义。关键词：斜坡地基；高填方；极限主动土压力；桩基托梁挡墙；极限平衡；数值模拟；现场监测 西南交通大学硕士研究生学位论文第II页AbstractThelarge-areahigh-fillembankmentprojectformedontheslopefoundationusuallyusesthepile-supportedbeamwithretainingwallstructuretosupporttheblock,whichcannotonlycontroltheoveralldeformationofthefillingarea,butalsoimprovetheslopestabilityandavoidtheoccurrenceoflandslides.Inordertodeeplyanalysethestresscharacteristicsofsuchpilefoundationgirderretainingwallstructure,especiallythemethodofdeterminingthelateralearthpressureatthebackofthewall,thispaperreliesontheengineeringpracticeofthePingnanstationofQuningRailway,usingtheoreticalanalysis,numericalsimulationandon-sitemonitoringmethodsThestressmechanismandcalculationmethodforpile-supportedbeamwithretainingwallactingonlarge-areahigh-fillingworksontheslopefoundationwerestudied.Themainfindingsareasfollows:(1)ThroughFLAC3Dsoftwarenumericalsimulation,theactionmechanismofthepile-supportedbeamwithretainingwallisanalyzed,theforcetransfermechanismofthepile-supportedbeamwithretainingwall,andthecontrolprincipleoftheslopedeformationandstabilityaregiven.(2)Basedonthestressmechanismoftheretainingstructureofthepile-supportedbeamwithretainingwall,the"overboard"failuremodeofthehighfillsoilovertheslopewilloccurwhenthebackfillsoilisinthelimitequilibrium.Usingthelimitequilibriummethodcombinedwiththeprincipleofextremevalue,theformulaforcalculatingtheactiveearthpressurebehindtheretainingwallwasdeduced.Theinfluencesofthefrictionanglesinthefillsoil,thefillslopeslope,thenaturalslopeangle,andthewalldorsalinclinationangleontheinstabilitymodeandtheearthpressurearegiven.(3)Basedontheforcetransfermechanismofthepile-supportedbeamwithretainingwallandtheearthpressureanalysismethodofthelimitstatebehindthewall,theforcemodelofthejoist,thecalculationformulaofthebendingmomentandtheshearforceofthepilestructurearefurthergiven,andthepilefoundationisformed.calculationandanalysismethodsforpile-supportedbeamwithgravityretainingwallstructures.(4)AccordingtotheactualconditionsofthetypicalworkstationsinPingnanStationofQuningRailway,thenumericalsimulationandfieldmeasurementresultsoftheforceacting 西南交通大学硕士研究生学位论文第III页ontheretainingwallofthepilefoundationarecomparedandanalyzed.Theresultsoftheoreticalanalysisandnumericalsimulationarealsoanalyzed.Thecorrelationanalysismethodisfurtherillustrated.therationality.(5)Numericalsimulationmethodisusedtofurtherdiscusstheinfluenceofthemainfactorssuchasslopefoundationproperties,fillheight,pilestiffness,andinternalfrictionangleoffillonthestressanddeformationoftheretainingwallofthepilefoundation.Thispaperreliesonthelarge-areahigh-fillembankmentofPingnanStationslopeinSuiningRailway.Theresearchresultsoftheacceptingmechanismandcalculationmethodfortheretainingwallofthepilefoundationsupportbeamcanprovideguidanceandreferenceforsimilarpracticalprojects,andhasimportanttheoreticalandpracticalsignificance.Keywords:Slopefoundation;Highfillembankment;Ultimateactiveearthpressure;Pile-supportedbeamwithgravityretainingwall;Limitequilibrium;Numericalsimulation;Sitemonitoring 西南交通大学硕士研究生学位论文第IV页目录第1章绪论............................................................................................................................11.1选题意义.....................................................................................................................11.2国内外研究现状.........................................................................................................11.2.1斜坡软弱地基大面积高填方路堤......................................................................11.2.2桩基托梁挡墙理论计算方法..............................................................................41.2.3桩基托梁挡墙数值模拟及试验研究..................................................................91.3主要研究内容...........................................................................................................101.4技术路线...................................................................................................................11第2章衢宁铁路屏南车站工程地质条件..........................................................................132.1工程地质条件...........................................................................................................132.1.1地理位置............................................................................................................132.1.2气象水文............................................................................................................132.1.3地形地貌............................................................................................................132.1.4地层岩性............................................................................................................142.1.5不良地质及特殊地质........................................................................................152.2典型工点概况...........................................................................................................152.2.1DK324+760断面...............................................................................................152.2.2DK325+830断面...............................................................................................162.3本章小结...................................................................................................................17第3章桩基托梁挡墙的作用机理......................................................................................183.1概述...........................................................................................................................183.2桩基托梁挡墙的受力情况.......................................................................................183.3桩基托梁挡墙的传力机制.......................................................................................193.3.1传力机制............................................................................................................193.3.2数值模拟分析....................................................................................................203.4桩基托梁挡墙对边坡变形的控制...........................................................................233.4.1边坡变形控制....................................................................................................23 西南交通大学硕士研究生学位论文第V页3.4.2数值模拟分析....................................................................................................243.4工程实例稳定性分析...............................................................................................253.5本章小结...................................................................................................................26第4章桩基托梁挡墙结构的计算方法..............................................................................284.1概述...........................................................................................................................284.2挡土墙极限侧向土压力计算...................................................................................284.2.1计算公式推导....................................................................................................284.2.2工程实例分析....................................................................................................324.2.3越顶破坏发生条件的讨论................................................................................324.2.4影响因素分析....................................................................................................344.2.5破裂角分析........................................................................................................374.3桩基托梁内力计算...................................................................................................384.3.1托梁受力分析....................................................................................................384.3.2桩体受力分析....................................................................................................394.3.3工程实例............................................................................................................454.4本章小结...................................................................................................................48第5章数值模拟与现场实测结果对比分析......................................................................495.1概述...........................................................................................................................495.2现场监测概况...........................................................................................................495.2.1监测元件的说明................................................................................................495.2.2监测点布置........................................................................................................505.2.3监测元件的安装................................................................................................515.2.4监测结果的处理................................................................................................535.3数值模型的建立.......................................................................................................535.3.1网格划分及本构模型........................................................................................535.3.2计算参数............................................................................................................545.4数值模拟与实测结果对比分析...............................................................................555.4.1DK324+760工点数值模拟分析.......................................................................555.4.2结果对比分析....................................................................................................57 西南交通大学硕士研究生学位论文第VI页5.5影响因素分析...........................................................................................................605.5.1填方高度............................................................................................................605.5.2填土内摩擦角....................................................................................................615.5.3斜坡地基性质....................................................................................................625.5.4桩身刚度............................................................................................................645.6本章小结...................................................................................................................67第6章结论与展望..............................................................................................................686.1结论.............................................................................................................................686.2展望.............................................................................................................................69致谢........................................................................................................................................70参考文献................................................................................................................................71攻读硕士学位期间参加科研工作及发表学术论文……………………………………….74 西南交通大学硕士研究生学位论文第1页第1章绪论1.1选题意义随着我国社会经济发展的需求，铁路工程建设的施工环境也不可避免的日趋复杂，尤其是山区铁路工程。位于我国浙江省和福建省山区的衢州至宁德铁路工程，北承沪昆、九景衢铁路，南接温福铁路，是福建省规划建设“三纵六横九环”海西铁路网的重要组成部分。衢宁铁路对于改善浙西南闽东北沿线地区交通运输环境，带动沿线矿产、旅游等资源开发，促进浙西南及闽东北部地区经济社会发展具有重要的意义。本课题主要依托衢宁铁路屏南车站高填方工程，该工程与以往相关工程不同，属于较陡斜坡软弱地基地段的大面积高填方工程，斜坡自然坡角约超过30°，最大填高约50m，在国内铁路工程建设中尚属首例。因地形地质条件较为复杂，采用桩基托梁挡墙是此类高填路堤工程中的一类重要支挡结构形式。因此，针对此斜坡软弱地基上的大面积高填方工程特点，考虑施工填筑过程和运营工况，揭示桩基托梁挡墙的作用机理，建立桩基托梁挡墙设计计算方法，为类似工程提供指导和参考，选题具有重要的理论意义和工程应用价值。1.2国内外研究现状1.2.1斜坡软弱地基大面积高填方路堤对于斜坡地区的路堤而言，由于路堤底部接触面与水平方向存在一定的夹角，路堤填土自重应力和外部荷载施加的附加应力在沿着斜坡向下产生下滑力。在一些山区路段，填土高度超过20m的路堤则称为高填方路堤，相对一般填土路堤，高填方路堤的强度、承载力和整体稳定性更不容易保证。这些地区的路堤在车辆荷载和自重应力作用下容易产生竖向变形形成路堤沉陷；在横向可能产生滑移或者出现裂缝之类的病害，裂缝一旦产生，随着水体的浸入和荷载作用，裂缝延伸，路堤将会形成软弱破裂面。斜坡高填方路堤的弊病是沉降量难以控制，施工难度相对较大，路堤稳定性受水的影响大。高填方路堤工程与挖方工程相比，具有的不确定性因素更多，地质勘查资料是很难清楚地确定路堤地质条件的。在填方工程中，斜坡填方的病害相对更常见，也时有发生，施工过程中和运营期间都有发生过路堤不稳定引起的裂缝、错落（差异沉降）、滑移甚至滑坡。综上所述：斜坡高填方路堤主要有以下四个突出特点： 西南交通大学硕士研究生学位论文第2页（1）填土高，自重大，稳定性差；（2）路堤受到水的影响大；（3）路堤强度、承载力、沉降量难以控制；（4）常见病害为沉陷、滑移、滑坡等。根据瑞典法和毕肖普法得到的关系曲线可知，路堤安全系数随着路堤高度的增大逐渐减小，路堤的填筑高度越大，安全性越难以保证，填土高度大的路堤必须采取有效加固措施进行处理。斜坡高填方路堤的滑坡类破坏模式主要有两种，高填方路堤在自重应力和外部荷载作用下有可能发生局部滑坡和整体滑坡。其中，局部滑坡主要因素是行车荷载引起应力集中导致的。而整体滑坡中，自重应力会起到相对较大的作用效果。局部滑坡的滑动面全部在后期填筑土体内部，而整体滑坡的滑动面会深入到原有斜坡地表以下一定深度范围内。[1]蒋鑫等运用强度折减有限元法，斜坡软弱地基填方工程的变形与稳定性变化情况与路堤填筑施工的进行的关系。研究发现，填筑路堤在斜坡软弱地基上的情况下，在路堤坡脚处将出现较大的侧向变形；为了提高填方工程的稳定性可再放缓路堤边坡及设置反压护道；软弱土层厚度减薄能明显提高安全系数值；软弱土层厚度对斜坡软弱地基填方工程的破坏模式有着重要的影响，圆弧滑动多发生于软弱土层厚度相对较厚的情况，复式滑动发生在软弱土层较薄时。斜坡路段高填方路堤的地表覆盖层多数含有的杂质较多，湿度大、强度低，为松散岩土堆积物，填筑材料与基底地表的连接性能较差，特别是高填方路段的边坡高度较大，边坡侧向锁定封闭措施要求较高，高填方路堤由于局部的压实度较差，导致孔隙比较大，在雨量较大的季节，边坡坡面水更容易通过渗透作用渗入边坡。当水体沿着路堤边坡或者局部开裂部位往路堤内部渗透，形成抗滑力较弱的软弱面，就会引起路堤滑移。斜坡路堤有些路段处于半挖半填地段，有些处于全填方，对于高度较高的全填方路段，不均匀沉降导致路面裂缝或变形，斜坡路堤岩层通常软硬相间，一般情况下，软弱面沿着路堤方向倾斜，由于地下水的侵蚀作用或者风化差异，路堤和地基顺着软弱面产生滑移。目前，国内对于斜坡软弱地基大面积高填方路堤的加固的具体措施研究较少，没 西南交通大学硕士研究生学位论文第3页有形成系统的加固方法。但是，国内许多学者也将加固斜坡软弱地基和高填方路堤的多种方法应用于实际施工设计中。[2]李明领采用震动沉管碎石桩加固基底，提高地基承载能力。对于饱和黏土采用碎石桩处理，设置加筋砂垫层增强刚性均衡基底受力，减少地基沉降和提高地基承载力。[3]向科等针对分层铺设土工格栅的高填方路堤，计算推导出不同情况下的稳定性计算公式。[4]罗恒发现强夯对红砂岩填土路堤的加固效果明显；随着夯击次数的增大，动应力在有效加固范围内的增大亦更加明显；夯击能量不同时，对在红砂岩碎石土高填方路堤中的有效加固深度基本都在4.0~6.0m之间。[5]罗强等基于水泥土搅拌法地基处理方案的室内土工离心模型试验，分析在路堤荷载作用下水泥土搅拌法对斜坡软弱地基的加固效果和对桩土荷载分担的影响。结果显示桩土压力之间的压力调整随着软弱土层厚度的增大而加剧，缩小桩间距将降低桩顶的压力集中和减小桩间土的压力。[6]邓立雄总结出当山体潜在的滑体沿剪切滑动面的下滑力超过抗滑力时，将会出现沿剪切面的滑移和破坏。为保持边坡稳定，可以采取两种办法，一是采用大量削坡直至斜坡达到稳定；另一种办法是设置支挡结构进行支挡。单纯的使用削坡或挡墙往往是不经济和难以实现的，这时可使用锚索或者更复杂的支挡结构进行加固。堑顶设置锚索桩体，边坡设计锚索框格梁，坡脚设置挡墙和排水工程。预应力锚索及框架梁施工工艺简单、高效和安全，便于机械化施工，能有效降低对坡体的扰动；桩体具有抗滑能力强、试用条件广泛、对滑坡根治性好等优点。[7]喻邦江结合构皮藤高填方路堤填方边坡高度大，边坡底部发育软弱土层的特点，并且控制边坡工后沉降以满足规范要求，提出了以下措施：在填方边坡坡脚设置反压护道；填方斜坡开挖台阶，原地面软弱覆盖层被挖出；通过在边坡平台设置排水沟进行坡面积水的排除；采用强夯法对高填方底部软弱地基进行加固；采用码砌护坡对边坡坡面进行处理；采用冲击碾压的方式对填方进行处理。保证了高填方路堤的沉降控制和整体稳定性的要求。[8]冯延春重点从施工角度通过换土、排水等方面对动土地区填方路堤进行质量控制保证路堤性能。[9]李喜忠以太原某公路斜坡高填方黄土路堤为例，对其采用系统加固措施：地表接 西南交通大学硕士研究生学位论文第4页触面开挖台阶、填土内部使用土工格栅、坡脚处设置挡墙和铲子状沟槽、表面钢筋混凝土格栅加固相结合的方式处理斜坡高填方路堤。对于斜坡软弱地基大面积高填方路堤的加固，以上学者给出碎石桩加固基底、水泥土搅拌法、分层铺设土工格栅、路堤填料和排水、强夯、锚索桩体等处理方法。另外，对于支护填方的挡土工程，一般包括重力式挡土墙、衡重式挡土墙、桩板墙、卸荷板挡墙、扶壁式挡墙、锚定板挡墙、悬臂式挡墙、桩基托梁挡墙、加筋土挡墙等。而本文主要讨论桩基托梁挡墙在斜坡软弱地基大面积高填方路堤的加固中的作用机理。1.2.2桩基托梁挡墙理论计算方法挡土墙是用来加固、支撑山坡土体或填方土体，防止其坍塌或滑坡发生，以保持稳定的一种建筑物，随着广泛的应用以及技术水平的提高，其结构形式也越来越多，由以前单一的重力式、衡重式挡土墙，逐渐发展到现有的荷载板式、锚杆式、加筋土式、锚定板式、土钉墙、桩板式及桩基托梁挡墙等多种新型支挡结构。桩基托梁挡墙是一种由桩基、托梁和挡土墙组成的复合挡土结构，主要工作原理是将托梁上部挡土墙传来的荷载通过托梁传递给桩，再由桩通过桩周围土的摩阻力及桩端土的支撑力把荷载传递到土层中，托梁将桩连成一个整体共同承担荷载。桩基托梁挡墙结构作为重力式挡土墙和桩基础的组合形式，一般用于山坡较陡、覆盖土稳定性较差、基岩埋藏较深的地段，在河岸严重冲刷、陡坡岩堆、稳定性较差的陡坡覆盖土、与邻近建筑物较近的地段，也较为适用；而将桩基托梁挡墙与预应力锚索结合，可进一步增强支挡结构的稳定性，并控制整个支护结构的变形，缩小桩基的断面尺寸及间距，施工简便。桩基托梁挡墙有效克服了重力式挡土墙不能适应的高度，扩大了一般重力式挡土墙的使用范围，减小了上部挡土墙截面，节省造价，并减少对坡体的干扰。相比路肩桩板墙由于桩身受力较大，桩的悬臂段太长，桩身截面较大，既不经济，也不利于施工；锚拉式桩板墙桩身位于地面以上部分的施工和桩顶锚索的造孔、安装、灌浆、张拉及封锚等施工难度大；预应力锚索桩基托梁由托梁上衡重式路肩墙承受填土及列车荷载水平推力，同时将预应力锚索置于桩顶托梁上，既经济合理，又操作简单，施工方便。桩基托梁挡墙的应用条件：主要适用于陡坡、河岸冲刷、稳定性差的覆盖土与既有线紧邻或基岩埋置较深等地段的路堤。在既有线路陡坡路堤平行新建第二线，当采用挖台阶浆砌防护、跳槽开挖基坑等临时支护结构不能满足施工以及行车安全时，可 西南交通大学硕士研究生学位论文第5页采用桩基托梁挡墙。当刷坡到指定边坡等级的时候，由于覆盖土层稳定性较差，导致设计的挡土墙无法实施，可采用桩基托梁挡墙。由库伦和朗肯分别提出的库伦土压力理论和朗肯土压力理论是挡土墙墙背土压力计算应用最广泛的方法。而后，很多学者根据具体的支挡结构的不同、桩板墙后土体的性质和填筑压实方式的不同，展开了大量研究工作。[10]DarevskiiV提出考虑变形协调和挡墙位移时，柔性挡土墙后土压力的变量确定方法。引入压力系数与位移的关系KK0(Klim-K0)x，其中K0和Klim分别是静止稳定状态和极限平衡状态的土压力系数。位移X由下式确定：21/3当x2(S/Slim)(S/Slim)SSlimx1当SSlimS——墙按标准设计位置的有效位移S——达到极限状态时墙的设计位置的位移lim[11]Roscoe通过试验研究证实，被动土压力的大小、方向、作用点通常取决于挡土[12]结构的变位方式。W.F.Chen则应用极限分析法对土压力进行了系统的研究，获得了[13][14][15]不同情况下的土压力解。Janbu、Rahardjo和Fredlund、Z.chen和S.Li等用边坡稳定性分析条分法研究土压力。[16171819]Terzaghi通过大规模的模型试验，指出只有当土体水平位移达到一定值，土体产生剪切破坏时，库伦和朗肯土压力值才正确。[20]Shrief和Fang对刚性挡土墙在静止和运动时的土压力系数进行了测试，并给出了适用于工程设计的静止土压力系数的经验公式。[21]Bang认为土体从静止状态到极限主动土压力状态，是一个渐变的过程提出了“中间主动状态”的概念，建立了绕墙趾转动时主动土压力表达式。[22232425]Rowe经过一系列的模型试验，发现当锚杆的变形受到限制时，在锚杆附近的主动土压力值将增大，被动土压力区上部土压力增大，下部明显小于经典土压力值。并用土拱效应来解释土压力的重分布现象。[26]SangchulBang在库伦理论基础上，采用假定位移的方式，通过静力平衡条件求解主动土压力。[27]黄黎冰着重分析墙背所受土压力的变化趋势以及挡土墙的水平和垂直变位特征， 西南交通大学硕士研究生学位论文第6页发现挡墙测点的最大变位发生在挡墙顶部，最小变位发生在挡墙底部，挡墙有向临空面旋转的趋势。随着自重和荷载的增大，挡墙底部变位大于顶部。挡土墙墙背土压力数值和墙高的降低而逐步增大，并在衡重台附近达到最大值，后随墙高的降低而逐步减小，在衡重台下部土压力减小为0。平台以上墙身所受的土压力按朗肯公式计算；平台以下的土压力按以下公式计算：EEα(1tanα×tanβ）Eα——铅直墙背的主动土压力；α——墙背与铅垂线间的夹角。有衡重台的挡土墙土压力最大值出现在挡土墙上墙底部。衡重台以下的土压力远小于理论计算值，常规土压力理论并没有完全反映出衡重台对土压力的减压效果。[28]李惠玲对桩基以上的挡土墙进行计算，假设第一破裂角交于荷载内，第二破裂角交于荷载边缘。上墙土压力按照主动土压力计算，下墙土压力采用假象墙背法。[29]苗贵华发现衡重式挡墙由于衡重台的影响，上墙墙背倾角较大，当墙身向外移动，土体达到主动极限平衡状态时，出现两个破裂面，所以不能直接用库伦理论计算主动土压力，应按破裂面出现的位置求土压力，以衡重台为界将上墙和下墙看做独立的墙背，分别进行土压力计算，然后取二者的矢量和作为全墙的土压力。桩基托梁挡墙作为挡土墙和桩基组成的组合型支挡结构，挡土墙尽量选择衡重式结构，因为衡重式挡墙自身的稳定性较好，地基应力均匀分布，材料较其他结构形式节省。桩基托梁挡墙依靠经验设计，可能偏于保守。针对斜坡地基上高填方挡墙土压力问题，一些学者曾采用试验和数值模拟手段探[30][31][32][33][34]讨过该土压力分布特征及相关的分析方法。李阳等通过对挡土墙与填方土[35]体的相互作用分析,指出了高填方挡土墙破坏机理。王莘晴对桩承扶壁式挡墙在高填方边坡防护工程中的应用进行了研究，通过受力分析建立了桩墙受力模型，给出了桩[36]承扶壁式挡墙的设计方法。范瑛等通过对高填方路基挡土墙现场试验数据进行分析，[37]得到多级重力式挡土墙土压力分布规律。Friedli等采用塑性极限分析方法建立了滑[38]动土体的受力分析模型，推导出墙后土压力的计算方法。邹京成采用极限平衡方法和数值模拟方法，对墙体平动与转动位移模式下的填方挡土墙后土压力问题进行了讨[39]论。谢涛等对贵广高速铁路某陡坡地基路肩桩板墙结构，通过现场实测得到了土压[40]力的分布模式。廖来兴采用数值模拟与现场监测方法，获得了斜坡地带桩承扶壁式[41]挡土墙上土压力的分布模式。张伟玉基于库伦土压力理论，给出了斜陡边坡前缘挡[42]墙主动土压力的近似简化算法。董捷等针对斜坡填方的柔性板桩板墙结构，通过模 西南交通大学硕士研究生学位论文第7页型试验方法得到了桩前、桩后施工挡土板时墙后土压力的分布特征。以往的相关研究多集中于挡土墙的破坏机理和土压力分布规律，而针对斜坡高填方挡土墙后土体可能出现的越顶（越过墙顶）失稳模式，及在此情况下作用于挡土墙上土压力计算方法的研究甚少。本文第4.2节主要针对斜坡地基上填方边坡，基于墙后填土越顶失稳破坏模式，采用极限平衡法分析作用于重力式挡土墙上的侧向极限土压力，推导出相应的计算公式。同时，给出了填方坡面倾角、墙背倾角、自然斜坡面倾角、填土内摩擦角等对墙后侧向极限土压力的影响特征。目前的桩基托梁结构设计计算理论中，对于桩和托梁的内力计算，常常将二者分别计算。对于托梁，一般按照连续梁计算，托梁上荷载假设为均匀分布或马鞍形分布。锚固桩按照顶部作用上部结构传来的水平推力和弯矩，锚固点以上考虑桩后滑坡推力或主动土压力的悬臂结构计算。目前设计时未考虑挡土墙和桩基、托梁各构件的相互协调作用以及结构与土、岩体的相互作用对结构受力的影响，没有考虑到桩基础与横梁的协调作用，忽略了桩基础抗弯能力，存在一定的局限性。具体情况延伸到斜坡大面积高填方路堤上，挡土墙的极限侧向土压力的计算没有特定的方法，传统库仑土压力计算存在一定的局向性。桩基托梁挡土墙的荷载传递机理以及结构与地基的相互作用的研究也有待进一步深入。[43]赖紫辉经研究发现托梁顶面竖直应力在桩顶及附近区域明显集中，并向四周逐渐扩散，至托梁边缘和跨中附近应力趋于零。可按三角形荷载考虑托梁的荷载分布。在不同的荷载分布形式下，托梁剪力基本不变，但托梁弯矩变化较大；三角形荷载分布下，弯矩变化幅度明显减小。[44]对于托梁地面摩擦力的研究，张德保提出当托梁上的水平推力大于托梁底部的摩擦力时，水平面内的内力计算是有必要的；当托梁顶部所受的水平推力小于托梁底部的摩擦力，不必进行水平面内的内力计算。水平面的内力的计算公式与竖直面内力计算类似，qqxEx/L。[45]在托梁受荷研究方面，封志军认为托梁所受竖向荷载考虑成均匀分布的计算方法比较保守，也不够合理。他认为托梁荷载分布应未马鞍形或梯形分布模式，托梁的内力计算应考虑桩基础协同作用；托梁跨中剪力变化很小，弯矩值有所降低。分别得出桩底为固定端、桩底为铰支端和桩底为自由端时的桩身弯矩M的表达式，继而求得0托梁及其跨中弯矩。根据铁二院开展的“桩基托梁挡土墙力学作用研究”的研究成果， 西南交通大学硕士研究生学位论文第8页明显的应力集中发生在桩基础与托梁的接触部位，在远离桩部分应力集中逐步减小，因此，并给出了托梁上的荷载按照马鞍形分布的计算公式，一般qmax(2~5)qmin。[46]尹科认为不考虑托梁底土的作用对托梁的计算是合理的，当基底斜坡较大时，可能发生墙身和基底土体的整体滑移，并且由于托梁与地面不直接接触，或者接触作用有限等原因，实际地基土参与受力作用有限。[47]对于多排桩的计算，张敏认为双排桩基托梁挡土墙中前后两排桩的受力不同，[4849]破坏方式也不同。并得出了“Π”形结构的计算公式推导。张敏根据桩基托梁挡土墙支挡结构的受力特点，提出抗滑型和承载型两种桩基托梁挡土墙计算模式。如果滑坡体的滑坡推力主要由挡土墙承担，这时桩基的主要作用是提高地基承载力，防止挡土墙破坏，则应该按照桩基础的计算理论计算；如果滑坡体的滑坡推力需要桩基承担，则这时的桩基就是桩体，不仅要支撑上部荷载，而且要抵抗滑坡推力的作用。桩体桩顶存在弯矩与剪力，桩身的内力和变形计算可按JGJ-94—2008《建筑桩基[50]技术规范》中的公式法计算。但是公式法需要查表，且计算过程较为繁琐。舒海明为简化计算，不考虑桩前滑体的抗滑力，并假设滑坡推力呈三角形分布，虚拟出桩体及剩余下滑力E，如果此虚拟桩体滑面处的滑面处的弯矩M与剪力V相等，则虚拟222桩体锚固部分的弯矩和剪力也与实际桩体相同，如图1-1。h为桩实际的悬臂端长度；2hh为虚拟桩的悬臂长度；E为桩受到的实际剩余下滑力；E为虚拟桩的剩余下滑1212力。E和h可由下式求得：MMV×hE×/3E×(hh)/3，VVEE。21211212122112图1-1采用虚拟法计算虚拟桩长 西南交通大学硕士研究生学位论文第9页1.2.3桩基托梁挡墙数值模拟及试验研究[51]刘黎采用三维有限元计算了岩基情况下桩基托梁挡墙结构托梁上的应力分布。研究成果发现在有桩基支承部位托梁顶面正应力出现最大值，位置靠近墙后。桩基托梁作为锚固端计算，托梁荷载以上部传递的总荷载为基准，分布形式以梯形或三角形更合理。托梁顶部的压力在桩中心的位置应力集中明显，达到最大值，往两边逐渐减小，在跨中趋于零。桩基与托梁的连接简化为固端结构更符合工程的情况。[52]卓丽采用有限元方法，为改变结构体表面的摩擦程度，可调整桩基托梁挡墙接触面的摩擦角，发现挡土墙上墙土压力大小随墙背摩擦角增大而减小；在下墙的中下部位置以上，土压力随墙背摩擦角增大而增大，表现出被动土压力的特性；而在此位置以下，土压力值随墙背摩擦角增大而减小，表现出主动土压力的特征。另外，随着接触面摩擦角的增大，桩基的沉降量逐渐减小，而总承载力逐渐增大。[53]王胜结合重庆铁路枢纽遂渝及襄渝引入线，应用GEO-SLOPE软件的边坡稳定性分析模块SLOPE/W对线路所属（DK141+225~+286）工点的高陡路堤的稳定性进行分析。选用Bishop法求得该断面高陡路堤的稳定安全系数为1.218，采取桩基托梁挡土墙结构支护后，稳定安全系数提高至3.580。说明桩基托梁挡土墙对高陡路堤的稳定性提高作用是显著的。[54]万里对桩基托梁挡墙的桩基竖向应力、梁底轴力、梁顶轴力和墙背土压力的分布规律进行了系统性的观测。依据原型观测结论，通过三维有限元计算，提出了托梁顶面荷载的简化分布形式。图1-2中qmax为荷载最大值，对应于桩顶中心位置；qmin为荷载最小值，对应跨中位置。最大压应力与最小压应力的比值主要与地基的性质有关，与挡土墙高度的关系不大。在跨中、梁端存在负弯矩，因此压力较小，托梁的传力构件特点可以通过托梁顶面和底面钢筋轴力的分布来体现；因桩的插入在桩顶位置有应力集中，梁底该位置所受的竖向压力最大。图1-2托梁计算荷载简化模型 西南交通大学硕士研究生学位论文第10页[55]陈群采用ADINA有限元软件对地基情况对重力式桩基托梁挡墙应力和变形的影响进行研究。研究结果表明，地基越坚硬，墙后填土的沉降量和水平位移都越小，挡土墙向墙前的位移也越小。地基较软时，桩身应力集中现象更明显。[56]邵远扬通过数值分析结果发现，桩长越长，桩基托梁变形越小，而挡墙顶部最大水平位移的变化幅度不大。边坡潜在滑面位置与桩基托梁挡土墙的桩长有关。随着桩长的增大，潜在滑面逐渐向坡体深部发展，从而调动了深层岩体的承载能力，边坡安全系数也得以提高。综上所述，目前主要依靠经验进行设计的桩基托梁墙的理论过于保守，还没有形成成熟完整的设计理论体系，技术还不够成熟，相关的研究结论不能完全揭示桩基托[57585960]梁挡土墙结构的作用机理，特别是关于高填方路堤的桩基托梁挡墙结构。因此，本论文主要依托衢宁铁路屏南车站高填方工程，对桩基托梁挡墙结构作用机理、结构体系的受力特征与计算分析方法做进一步深入研究。1.3主要研究内容（1）分析桩基托梁挡墙的作用机理在对现有研究成果的基础上，通过FLAC3D软件数值模拟结果，总结桩基托梁挡墙的传力机制，变形及稳定性控制原理。（2）推导大面积高填方路基挡墙土压力的计算方法基于桩基托梁挡墙结构的受力特点，为研究结构上部挡土墙后斜坡高填方土体的失稳破坏模式以及主动土压力的大小，假设挡土墙墙后土体处于极限平衡状态，斜坡上高填方土体即将发生“越顶”破坏。采用极限平衡法得出挡土墙墙后主动土压力的计算方法。并研究填方土体内摩擦角，填方坡面倾角，自然坡面倾角以及墙背倾角对失稳模式和土压力大小的影响。（3）建立桩基托梁挡墙整体结构的设计计算方法根据前述桩基托梁挡墙的传力机制，变形控制原理以及墙后极限状态土压力计算结果，进一步计算托梁内力，推导出下部桩体结构的剪力和弯矩，为桩基托梁设计提供依据。（4）现场监测结果与数值模拟对比通过采用FLAC3D软件进行数值模拟，建立衢宁铁路屏南车站的三维模型。研究整个工况在桩基托梁挡墙结构支挡前后的应力变化，将现场监测数据与数值模拟结果 西南交通大学硕士研究生学位论文第11页进行对比，并验证桩基托梁挡墙作用机理，评价支护效果。（5）桩基托梁挡墙受力和变形影响因素分析通过数值模拟方法，进一步讨论斜坡软弱地基性质、填方高度、托梁刚度、桩体刚度、挡土墙几何及力学特性等主要因素对桩基托梁挡墙受力和变形的影响规律。1.4技术路线本文的技术路线如下：（1）查阅大量关于斜坡软弱地基高填方路堤加固技术和桩基托梁挡土墙的国内外相关文献，归纳总结研究现状，发现研究成果的不足之处。结合工程地质勘查报告以及现有规范，明确研究方向。（2）依据衢宁铁路屏南车站斜坡高填方工程，分析场地工程地质和水文地质条件，归纳整理斜坡软弱地基大面积高填方路基的特点以及桩基托梁挡墙结构的受力机理。（3）根据填方土体可能发生的失稳破坏模式，推导出极限平衡状态下挡土墙的土压力，并研究挡土墙土压力的影响因素；以桩基托梁挡土墙现有的计算理论为依托，建立考虑斜坡地基-桩-托梁-挡墙-前后填土之间的相互作用特征和变形协调关系的设计计算方法。（4）通过ANSYS软件建立施工填筑工况下的三维数值模拟模型，使用FLAC3D软件计算分析主要因素对桩基托梁挡墙受力和变形的影响规律，并与现场监测结果进行对比，为工程提供参考。（5）总结桩基托梁挡土墙对斜坡软弱地基大面积高填方路堤的加固作用规律，受理机理以及主要分析方法。技术路线简图如图1-3所示。 西南交通大学硕士研究生学位论文第12页图1-3技术路线简图 西南交通大学硕士研究生学位论文第13页第2章衢宁铁路屏南车站工程地质条件2.1工程地质条件2.1.1地理位置屏南县位于福建省东北部，面积1485.3平方公里，全县11个乡镇，153个行政村。地理坐标为北纬26°44′—27°10′，东经118°41′—119°13′，东南与宁德市相连，东北与周宁县交界，北与政和县接壤，西北至西与建瓯县毗邻，西南至南与古田县相接。全境东西宽54公里，南北长50公里。衢宁铁路屏南车站位于屏南县正东方向约10km处，卫星云图如图2-1所示。图2-1屏南车站卫星云图2.1.2气象水文屏南县平均海拨830米，列全省之最。冬无严寒，夏无酷暑，昼夜温差大，具有明显的高山气候特点。屏南县境内有大小溪流186条，分霍童溪、古田溪两大水系，流域面积60平方公里以上，主要溪流有7条。203省道公路纵贯县境。四季分明，冬无严寒，夏无酷暑。雨量充沛，年降水量达1842.3毫米，年平均气温13～18℃。地表水不发育，主要靠大气降水补给，往地势低洼处排泄或下渗补给地下水。地下水主要为基岩裂隙水，赋存于基岩裂隙中，不发育。地下水水质评价：根据《铁路混凝土耐久性设计规范》（TB10005~2010）和附近工点水质化验报告，化学环境作用等级为T2。2.1.3地形地貌屏南县地处鹫峰山脉中段，地势西北高、东南低。境内山峦叠嶂，群峰耸峙，山 西南交通大学硕士研究生学位论文第14页谷盆地纵横交错，大部分地区海拔800米以上，全县平均海拔830米，大小山峰300余座，千米以上山峰达265座。岭下乡东峰尖海拔1627米，为境内最高峰。最低处为寿山乡园坪村，海拔仅250米。地势悬差最大达1377米，属中山、低山、丘陵、盆谷类型区。境内山多田少，截止2009年，山地占县境面积81%，耕地仅占9.1%。林业用地178.19万亩，占土地总面积的81.21%。2.1.4地层岩性根据拟建场地工程地质资料，场地地层分类如下（1）第四系残坡积层（Q4el+dl）粉质黏土：褐灰色、褐黄色、黑褐色，硬塑，钻探揭露层厚0.50～6.80m，主要分布站位区缓坡及坡脚地带。（2）燕山晚期第四次侵入岩（γ53d）细粒花岗岩：浅灰色、褐灰色，全风化，钻探揭露层厚1.60～6.30m，主要分布于DK324+470～DK324+780里程段。细粒花岗岩：灰色、褐灰色，强风化，细粒花岗结构，块状构造；裂隙发育，岩芯呈块状-短柱状，块径2～8cm，钻探揭露层厚0.7～5.2m，主要分布于DK324+470～DK324+780里程段。细粒花岗岩：灰色，弱风化，细粒花岗结构，块状构造；节理裂隙较发育，岩芯多呈柱状，偶夹块状，节长5～68cm，RQD=53～88%，钻探揭露层厚8.06～18.57m，该层未揭穿，主要分布于DK324+470～DK324+780里程段。（3）燕山晚期第三次侵入岩（γ53c）含黑云母花岗岩：褐灰色、浅灰色、褐黄色，局部夹褐红色，全风化，局部含强风化岩核，钻探揭露层厚0.7～33.50m，主要分布于DK324+780～DK326+200里程段。含黑云母花岗岩：灰色、褐灰色，强风化，中细粒-中粗粒花岗结构，块状构造；裂隙发育，岩芯呈块状，块径2～9cm，偶夹短柱状，钻探揭露层厚0.6～15.52m，主要分布于DK324+780～DK326+200里程段。含黑云母花岗岩：灰色，弱风化，中细粒-中粗粒花岗结构，块状构造；节理裂隙较发育，岩芯多呈柱状，节长5～65cm，最长可达130cm，RQD=20～90%，钻探揭露层厚1.25～24.47m，该层未揭穿，主要分布于DK324+780～DK326+200里程段。 西南交通大学硕士研究生学位论文第15页2.1.5不良地质及特殊地质无明显的断裂构造通过，地质构造相对稳定。无滑坡、泥石流及地下采空区等不良地质迹象。2.2典型工点概况2.2.1DK324+760断面衢宁铁路屏南车站高填方工程，属于较陡斜坡地基地段的大面积高填方工程，斜坡自然坡角约超过30°，最大填高约50m，如图2-2所示。这在国内铁路工程建设中尚属首例。图2-3为衢宁铁路屏南车站DK324+760断面示意图。图2-2现场自然坡面该填方边坡采用桩基托梁挡墙支挡，挡墙高7m，墙宽2m，墙背向内倾斜，坡度比为1：0.25，托梁长20m×宽3.45m×高1.5m，共布置4根截面为1.75m×2m的方形桩，桩间距为2.6m，桩长为10m。下部桩基嵌固于基岩中，基岩为弱风化细粒花岗岩，灰色，块状构造；节理裂隙较发育，岩芯多呈柱状，偶夹块状。挡土墙墙后填土为AB组填料，填方高度为23m，其物理力学指标如表2-1所示。图2-3DK324+760断面示意图 西南交通大学硕士研究生学位论文第16页表2-1DK324+760断面物理力学指标密度粘聚力内摩擦角弹性模量泊松比3（Kg/m）（KPa）（°）（Mpa）AB组填料2200332300.3弱风化花岗岩260010004510000.22.2.2DK325+830断面DK325+830断面填方边坡采用桩基托梁挡墙支挡，挡墙高10m，墙宽2m，墙背内倾，坡度为1：0.25，托梁长10m×宽3.5m×高1.5m，共布置2根截面为2m×2m的方桩，桩长为10m，桩间距为2m，示意图如图2-4所示。下部桩基嵌固于基岩中，基岩为全风化风化细粒花岗岩，灰色，块状构造；节理裂隙较发育，岩芯多呈柱状，偶夹块状。挡土墙墙后填土为AB组填料，填方高度为30m，其物理力学指标如表2-2所示。表2-2DK325+830断面物理力学指标密度粘聚力内摩擦角弹性模量泊松比3（Kg/m）（KPa）（°）（Mpa）AB组填料2200332300.3弱风化花岗岩260010004510000.2强风化花岗岩2200300402000.25全风化花岗岩21003035300.28图2-4DK325+830断面示意图 西南交通大学硕士研究生学位论文第17页2.3本章小结（1）对衢宁铁路屏南车站的场地背景及工程地质条件进行了介绍，包括地理位置、气象水文条件、地形地貌和地层岩性。（2）对桩基托梁挡墙进行支挡斜坡大面积高填方路堤的DK324+760和DK325+830断面的基本情况做了具体的介绍。 西南交通大学硕士研究生学位论文第18页第3章桩基托梁挡墙的作用机理3.1概述桩基托梁挡墙是一种较容易进行着的支挡结构，其形式和尺寸可以灵活布置，多用于边坡支挡工程。结构的尺寸的灵活布置要求挡土墙、桩基托梁、基岩、墙后土体的设计变量相互协调。桩基托梁挡土墙中的挡土墙一般有两个主要作用：一是承受路基填料荷载和列车荷载，控制路堤的横向变形以及避免滑坡的发生；二是作为挡土结构将路基填料荷载传递至下部桩体上。而下部桩基托梁的主要作用有：承受边坡上的滑坡推力作用，起到抗倾覆的作用；二是将上部挡墙传递的荷载传递到基岩中，可以有效避免将挡土墙置于不稳定的土层上，或者避免挡土墙基础埋置太深，进而控制路基沉降。因此桩基托梁挡墙受力稳定性和沉降的控制作用较好。3.2桩基托梁挡墙的受力情况对作用在支挡结构上的荷载类型及其荷载分布情况的确定是支挡结构设计阶段的主要内容之一。由于荷载的作用的特点不同，荷载可以按照不同的作用因素分类。确定荷载时通常会随工程地质条件进行仔细地实地调查，在研究结论基础上得到较为贴近实际工程的荷载情况。一般情况下，桩基托梁挡墙结构的荷载分类如下：（1）主力主力是指作用在桩基托梁挡墙结构上的主要荷载，通常包括以下作用力:①结构承受的滑坡推力或岩土侧向压力；②结构顶面承受的荷载和结构整体的重力；③轨道、列车、汽车、房屋等荷载产生的侧压力；④结构基底的摩擦力和法向反力；⑤常水位时的静水压力和浮力。（2）附加力附加力主要包括：①设计水位的静水压力和浮力；②水位退落时的动水压力；③冻胀力等。（3）特殊力特殊力主要包括：①地震力；②施工荷载及临时荷载；③其它特殊力。实际工程中，主力对桩基托梁挡墙结构的影响是最大的。如结构处在地下水位线以下时或者对抗震要求较高时，应考虑附加力和地震力的作用。本文中的计算只考虑主力对桩基托 西南交通大学硕士研究生学位论文第19页梁挡墙的作用。3.3桩基托梁挡墙的传力机制3.3.1传力机制一般情况下根据边坡的具体情况，按桩的作用效果将桩基托梁挡墙分为：承载型桩基托梁挡墙和抗滑型桩基托梁挡墙。承载型桩基托梁挡墙结构中桩身处不存在潜在滑面，不受滑坡推力的作用。主要用于挡土墙地基承载力不够的情况，解决由于地基承载力不够而造成的基础埋深过大，造成的圬工问题，桩主要承受上部传来的荷载，不承受滑坡推力，采用一般桩基础的设计理论计算，如图3-1。而上部荷载的传递通过挡土墙来实现。不考虑托梁地面摩擦力情况，在水平方向挡土墙将墙背所受的土压力完全传递到桩顶；竖直方向桩顶受到墙背土压力的竖向分量与挡土墙和托梁的重力之和；另外桩顶受到荷载偏心而带来的弯矩，桩身受到岩土体侧向抗力的作用。图3-1承载型桩基托梁挡墙抗滑型桩基托梁挡墙一般用于滑坡地段，如图3-2，此时桩不仅要承受上部结构传来的荷载而且承受滑坡推力，采用抗滑桩的设计理论计算。此时，通过挡土墙和托梁的传递荷载和承载型桩基托梁一直。根据抗滑桩的实际受力特点，把桩沿滑动面分为非锚固段和锚固段，分别考虑其受力。滑动面以上视为一段固定的悬臂梁，滑动面以下视为弹性地基梁。桩后滑体产生的滑坡推力直接作用于桩身自由端，通过桩体再将 西南交通大学硕士研究生学位论文第20页滑坡推力传递给桩身锚固段并传递至下部稳定地层中。图3-2抗滑型桩基托梁挡墙不同于以上两种情况，本文中研究的实际工况为斜坡大面积高填方路堤桩基托梁挡土墙结构，如图3-3所示。主要的区别在于挡土墙墙背极限土压力的计算方法，后续将进行具体介绍。由于桩身整体嵌固在基岩中，滑动面位于原始地面，在挡土墙对下部结构传递荷载的模式上，斜坡高填方桩基托梁挡墙的传力机制与承载型桩基托梁挡墙相同。一般情况下，此种设计要求基岩完整性较好，强度较高。本文主要研究此种模式的桩基托梁挡墙受力情况。图3-3斜坡高填方桩基托梁挡墙3.3.2数值模拟分析为验证桩基托梁挡墙的传力机制，以现场实际工况DK324+760和DK325+830断 西南交通大学硕士研究生学位论文第21页面为例，用ANSYS软件建立假三维数值模拟模型，通过FLAC3D软件进行模型的计算。（1）DK324+760挡土墙和托梁采用实体单元，桩采用梁单元，如图3-4所示，模型x方向为边坡倾向，x正向指向坡体外侧，范围为0~90m，z方向与重力方向相反，范围为0~20m，y方向为边坡走向，方向满足三维坐标系右手定则，范围为0~39.3m。1号单元体为B组填料，2号单元体为C30混凝土挡墙，3号单元体为C35钢筋混凝土结构，4号单元体为弱风化花岗岩。根据《铁路路基支挡结构设计规范》规定，铁路及列车荷载可以按照y坐标在32~32.5m之间0.5m高度的土柱以30kPa平均分布在x坐标在15.5~35.5m之间的范围内。图3-4DK324+760斜坡三维地质模型765(m)43210沿墙身竖向高度020406080墙背所受水平力(kPa)图3-5DK324+760每延米挡土墙墙背所受水平力数值模拟结果根据挡土墙墙背各点的水平土压力做出挡土墙墙背土压力分布图如图3-5所示， 西南交通大学硕士研究生学位论文第22页估算出每延米挡土墙墙背土压力水平方向受力之和为285kN，挡土墙整体所受墙体的水平推力为5700kN。而单桩桩顶所受横向剪力为1397kN，四根桩剪力之和为5588kN。说明挡土墙所受的水平推力，几乎完全传递到桩顶，验证了桩基托梁挡墙的传力机制。图3-6为DK324+760工况的潜在滑面。图3-6DK324+760斜坡潜在滑面（2）DK325+830挡土墙和托梁采用实体单元，桩采用梁单元，如图3-7所示，模型x方向为边坡倾向，x正向指向坡体外侧，范围为0~120m，z方向与重力方向相反，范围为0~10m，y方向为边坡走向，方向满足三维坐标系右手定则，范围为0~81.7m。1号单元体为AB组填料，2号单元体为C30混凝土挡墙，3号单元体为C35钢筋混凝土结构，4号单元体为全风化花岗岩，5号单元体为强风化花岗岩，6号单元体为弱风化花岗岩。图3-7DK325+830斜坡三维地质模型 西南交通大学硕士研究生学位论文第23页9876(m)54321沿墙身竖向高度0050100150200250墙背所受水平力(kPa)图3-8DK325+830每延米挡土墙墙背所受水平力数值模拟结果根据挡土墙墙背各点的水平土压力做出挡土墙墙背土压力分布图如图3-8所示，估算出每延米挡土墙墙背土压力水平方向受力之和为1021kN，挡土墙整体所受墙体的水平推力为10210kN，而桩顶所受横向剪力为4955kN，四根桩剪力之和为9910kN。说明挡土墙所受的水平推力，几乎完全传递到桩顶，验证了桩基托梁挡墙的传力机制。3.4桩基托梁挡墙对边坡变形的控制3.4.1边坡变形控制桩基托梁挡墙结构的变形控制主要体现在两个方面。一是，挡土墙对墙后填土体变形的控制；二是，桩基托梁结构对上部挡土墙位移具有限制作用。基桩和连接桩顶的托梁组成的桩基托梁结构，属于深基础，可以承受竖向荷载和水平荷载。托梁主要起到传递上部挡土墙传来的水平推力和竖向荷载时，将荷载平均分配到基桩的作用。承受竖向荷载的桩是通过桩侧摩阻力或桩端阻力或两者共同作用将上部结构的荷载传递到深处岩土层。因而桩基的竖向承载力与桩基所穿过的整个土层和桩底地层的性质、桩基的外形和尺寸等密切相关；承载横向荷载的桩基是通过桩身将荷载传递给桩侧土体，其横向承载力与桩侧土体的抗力系数、桩身的抗弯刚度和强度等密切相关。桩基础的主要功能是将荷载传至地下较深处的密实的土层，以满足承载力和沉降的要求，因而具有承载力高、沉降速率低、沉降量较小而且均匀等特点，能承受竖向荷载、水平荷载及振动和动力作用。由于本文工况中抗滑桩嵌固在较坚硬的基岩中，分担上部结构传来的荷载，因此，桩基又能很好的控制上部挡土墙和整个结构的变形，减小挡土墙的位移，使挡土墙几乎不动，这也影响了上部填方土体的破坏方式，图3-9和图 西南交通大学硕士研究生学位论文第24页3-10分别为普通的重力式挡土墙的位移情况和桩基托梁挡墙各构件的位移情况。图3-9普通重力式挡土墙的位移特征图3-10桩基托梁挡墙的位移特征3.4.2数值模拟分析为说明基桩布置对挡土墙位移的影响，建立DK324+760数值模拟模型，建立过程如3.4.1，得到结构未布置基桩时（图3-11）和布置（图3-12）基桩的位移云图。图3-11DK324+760断面未布置桩基的位移云图 西南交通大学硕士研究生学位论文第25页图3-12DK324+760断面布置桩基的位移云图由位移云图可知，未布置基桩时，挡土墙墙趾位移约为3mm，墙顶附近最大位移为8mm左右，整个挡土墙墙身位移在2mm~4mm之间，桩身附近位移在0~2mm左右；布置基桩时，挡土墙墙趾位移小于1mm，墙顶附近最大位移为6mm左右，整个挡土墙墙身位移在0mm~3mm之间，桩身附近位移在0~1mm左右。可见基桩的布设使挡土墙和整个结构的位移减小，对结构变形起到抑制作用。3.4工程实例稳定性分析为了评价桩基托梁挡墙对于路堤稳定性的控制效果，选取DK324+760断面所以采用FLAC3D软件进行数值模拟计算收敛判据进行路堤稳定性分析。DK324+760断面的数值模型与3.3.2（1）节中模型一致，模型示意图如图3-4，具体参数取值如表2-1所示，滑动方向为向坡下一侧滑动。基本假设为不考虑孔隙水压力，张拉裂缝，滑面按3照自然斜坡面计算。列车荷载换算土柱为3.2m×3.4m，重度为19kN/m。由于计算过程较简单，在此不过多赘述。计算求得不采取支挡措施的情况下，本段陡坡路堤路基的稳定系数为0.55，存在安全隐患。因此必须增加其它抗滑措施进行处理，确保路堤稳定。由于到目前为止，对于有支挡结构作用的斜坡整体稳定性分析的理论计算方法尚不成熟，所以采用FLAC3D软件进行数值模拟计算收敛判据，来确定斜坡整体的稳定系数。DK324+760断面的数值模型与3.3.2（1）节中模型一致，模型示意图如图3-4，具体参数取值如表2-1所示。计算求得采取桩基托梁挡墙支挡措施的情况下，如图3-14所示。经过对比可以看出，DK324+760断面斜坡稳定系数由不加桩基托梁挡墙结构时的 西南交通大学硕士研究生学位论文第26页0.55提升至桩基托梁挡墙支挡后的1.61，稳定性得到了显著的提升。图3-13未设置桩基托梁挡墙的稳定性计算结果图3-14设置桩基托梁挡墙的稳定性计算结果3.5本章小结（1）由于斜坡地基上大面积高填方土体土压力的作用，桩基托梁挡墙结构通过挡土墙将所受墙背土压力传递到托梁，再由托梁均匀传递给每一根桩的受力模式。同时，基桩通过自身的承受剪力和弯矩的能力，使结构整体保持变形协调，保证了结构的整体稳定性。（2）说明了桩基托梁挡墙结构对整体的位移和变形的控制作用，由于基桩的存在，使得挡土墙和墙后土体的变形受到进一步抑制，通过数值模拟验证了下部结构对挡土 西南交通大学硕士研究生学位论文第27页墙的位移的控制作用。（3）通过对比未设置桩基托梁挡墙和设置桩基托梁挡墙的DK324+760断面的路堤稳定性的计算结果，发现设置桩基托梁挡墙结构后斜坡稳定系数的明显提升，说明桩基托梁挡墙结构可以提高斜坡路堤的稳定性，加固效果显著。 西南交通大学硕士研究生学位论文第28页第4章桩基托梁挡墙结构的计算方法4.1概述根据前一章桩基托梁结构作用机理，在桩基托梁挡墙结构的计算方法中，首先需要解决的是挡土墙墙后填土体的极限土压力问题。然而由于斜坡上高填方土体在传力形式上不同于水平面上的填方土体，作用在挡土墙墙背的土压力不同于传统的主动土压力。衢宁铁路屏南车站站场斜坡地基上的高填方存在失稳滑动的安全隐患，重力式挡墙是山区道路工程中保持此类填方边坡稳定而常用的一种工程措施。在这种地形条件下，填方产生的作用于挡墙上土压力的问题，不同于水平地面的情况。因受到斜坡面地基边界条件限制，以及挡土结构几乎不动，意味着会出现约束平面滑坡土压力的特[61]殊情况，经典的朗肯或库伦土压力理论不一定适用（尤其当自然斜坡坡度较大时）。4.2挡土墙极限侧向土压力计算4.2.1计算公式推导斜坡地基上填方作用于挡土墙上的土压力问题可简化为平面应变问题，实际工况的计算模型如图4-1所示。墙背BD倾斜，与竖直方向的夹角为ε；假设无粘性填土的填方斜坡面BC为平面，与水平方向的夹角为δ；原自然坡面AD为平面，其与水平方向夹角为α。填土在自重作用下，有斜向下方向的剩余下滑力，假定墙体保持稳定（设计基本要求），则填方土体极有可能发生图4-1所示的越过墙顶滑动的“越顶”破坏模式。设在该状态下，挡土墙墙体可以提供的反力足够大，“越顶”破坏才会发生。假设潜在滑面AC与自然坡面AD夹角为ω，滑面AB与AD夹角为β。根据各滑块间的相对运动趋势，通过分析可知，滑块ABC的受力均如图2所示。图4-1填方土体受力简图 西南交通大学硕士研究生学位论文第29页图中T——上部土体作用在滑块ABC上的力（kN）；G1——滑块ABC的重力（kN）；R——滑块ABD对滑块ABC的反力（kN）。根据几何关系有：HBDcosε（4-1）BDABsinβπsin((αε))2（4-2）ACABBCsin(βαδ)sin(ωαδ)πsin(ωβ)（4-3）CEACsin(αβ)（4-4）由式（4-1）~（4-4）得到滑块ABC的重力：2112cos(αε)sin(ωβ)sin(βαδ)G1=ABCEγγH2222cosεsinβsin(ωαδ)（4-5）式中H——挡土墙墙高（m）；ε——墙背与竖直线间的夹角，墙背俯斜时为正（°）；ω、β——墙后填土的破裂角（°）；α——自然斜坡面倾角（°）；γ——墙后填土的重度（°）。考虑滑块ABC的静力平衡条件，由图4-2可知，G、R与T三个力组成封闭的力的三角形，由正弦定理得：GTR1sin(ωβ2)φsin(βαφ)sin(ωαφ)（4-6）图4-2滑块ABC受力分析 西南交通大学硕士研究生学位论文第30页式中φ——墙后填土内摩擦角（°）。由式（4-5）（4-6）得到：212cos(αε)sin(ωβ)sin(βαδ)sin(φαω)RγH222cosεsinβsin(ωαδ)sin(ωβ2)φ（4-7）再由几何关系：DFBDcos(βαδ)（4-8）12cos(αε)cos(βαε)GγH222cosεsinβ（4-9）忽略粘聚力和孔隙水压力，滑块ABD的受力如图4-3所示，将各个力分解到沿AD面方向和垂直于AD方向。图4-4为滑块ABD的受力分析。可得到：RR1（4-10）πRcos(βφ)Gsinα122πμ(G21cosαRsin(βφ)Qsin(αεθ))Qcos(αεθ)（4-11）2图4-3滑块ABD受力图4-4滑块ABD受力分析式中R1——滑块ABC对滑块ABD的作用力（kN）； 西南交通大学硕士研究生学位论文第31页G2——滑块ABD重力（kN）；Q——挡土墙对填土的反作用力（kN）；f——滑块ABD所受原自然坡面的摩擦力（kN）；θ——墙背外摩擦角（°）；μ——填土与原自然坡面间摩擦系数。由式（4-5）（4-9）（4-10）（4-11）得：122Q=γHcos(αε)/cosε(cos(αεθ)μsin(αεθ))2(cos(αε)sin(ωβ)sin(βαδ)sin(ωαφ)(sin(βφ)μcos(βφ))2(sinαμcos)cos(αβαε)/sinβsin(ωαδ)sin(ωβ2)φ)sinβ（4-12）Q取极小值Qmin即为所求土压力。因此，可令：QQ=0=0ωβ（4-13）通过Matlab软件可求得ω和β的值，代入式（4-12），可得极限平衡状态的土压力计算公式：水平方向上的分力为：12EQ=γHK（4-14）mmax212EEhmcosθε=γHKh（4-15）2竖直方向上的分力为：12EEvvmsinθε=γHK（4-16）2式中Em——挡土墙土压力（kN/m）；Eh——土压力在水平方向上的分量（kN/m）；Ev——土压力在竖直方向上的分量（kN/m）；K——土压力系数；Kh——水平土压力系数；Kv——竖向土压力系数。[39]由上述分析推导过程与结果可见，本方法比塑性极限分析方法概念简单，方便实际操作。 西南交通大学硕士研究生学位论文第32页4.2.2工程实例分析[39]针对DK324+760断面实际工程，各主要几何参数取值如表4-1所示。Friedli等假设坡上填土处于匀速运动状态，此时μ=tanα，代入式（13）~（15），可以得到斜坡填土体达到极限平衡状态时的破裂角ω=56°，β=32°，水平方向的土压力系数Kh=7.33；若采用Friedli等的极限分析法计算，可得水平方向的土压力系数为7.32，两者相对误差小于0.5%，说明算法具有合理性。表4-1工程实例主要几何参数取值α（°）δ（°）φ（°）ε（°）θ（°）133035-1426为进一步验证本文的计算方法，在ε=0°，φ=30°，α=5°，θ=25°，填方坡面倾角δ变化时，将本文算法与Friedli方法、库伦土压力方法的计算结果进行比较，如表4-2所示。表4-2水平方向土压力计算结果填方坡面倾角51015202530（°）本文方法2.923.844.846.017.389.05Friedli等2.933.844.856.017.399.05库仑主动土压力0.320.340.370.420.490.89库仑被动土压力8.8910.9615.3823.5340.0185.11可见，取不同的δ时，本文的计算结果与Friedli的结果十分接近，而库仑土压力的结果与两者差异较大，说明库伦土压力公式不适用于此种填方的土压力计算，这与[62]其适用条件限制有关。显然，由于挡土墙静止不动，挡土墙对墙后土体的约束作用很大，库伦主动土压力的破坏模式并不发生，而应该以“越顶”破坏发生前，桩基托梁挡墙可以保证不破坏而承受的最大的力作为设计条件。4.2.3越顶破坏发生条件的讨论要发生上述“越顶”破坏，实际工况必须满足一定的条件。由斜坡挡土墙后高填方土体的受力分析模型分析可知，若达到图4-1中的极限平衡状态，对填方土体的坡 西南交通大学硕士研究生学位论文第33页面长度、上部土体对滑块ABC的作用力T、填土与基岩面的摩擦系数均有一定的要求。（1）填方坡面长度由于假设越顶破裂面为AB、AC，越顶脱离原有体系的滑块为三角形ABC。若想满足该破坏模式，填方坡面最小长度应大于BC。由式（4-1）、（4-3）：Hcos(αε)sin(ωβ)BC=cossinεβωsin(αδ)（4-17）Hcos(αε)sin(ωβ)即LBC=cossinεβsin(ωαδ)L——填方坡面长度（m）。值得注意的是当LBC时，也可能发生越顶破坏，只是越顶滑块形状不再是三角形，需另作讨论，本文暂不讨论其他状态的越顶破坏。（2）上部土体对滑块ABC的作用力在整个受力模型达到极限状态时，我们求得了作用在挡土墙上的极限侧向土压力。在此种状态下，对应一个的滑块ABC左上侧土体传到滑块ABC上的作用力T。若左上侧填方范围不够大或荷载施加和暴雨地震等因素影响效果有限，不能提供极限状态时作用力T的力，则此种极限状态不能发生。所以要求滑块ABC以上的土体至少能提供大于极限状态的剩余下滑力。由式（4-5）、（4-6）：212cos(αε)sin(ωβ)sin(βαδ)sin(φαβ)TTγH222cosεsinβsin(ωαδ)sin(ωβ2)φ（4-18）’T——滑块ABC以上的剩余下滑力（kN/m），可受交通荷载、暴雨、地震等影响。也就是说发生越顶的滑块ABC要求至少能被提供的T，才会发生越顶破坏，所以斜坡高填方路基的桩基托梁挡墙结构的设计不仅对挡墙和桩基托梁的结构内力有要求，还应考虑到填方范围，填方土体性质，填方坡面倾角，自然坡面倾角等因素。工程上为了避免“越顶”破坏的发生，可以通过增大填土强度，做好排水措施，来减小剩余下滑力；也可以通过控制填方高度，填方坡面倾角，增大自然坡面与填土间的摩擦系数，增大填土的粘聚力c、内摩擦角φ来提高“越顶”破坏的条件，剩余下滑力不能提供“越顶”破坏所需的作用力T，越顶破坏就不会发生。因此以保证在“越 西南交通大学硕士研究生学位论文第34页顶”破坏发生前，桩基托梁挡墙结构不破坏为设计依据。4.2.4影响因素分析（1）墙背外摩擦角图4-5为相同条件下，竖向土压力系数的变化规律，可以看出，墙背外摩擦角越大，土压力的竖向分量越大，影响显著，为挡土墙及下部结构稳定性验算提供依据。图4-5墙背外摩擦角对竖向土压力系数的影响表4-3为ε=0°、α=5°、δ=5°，墙后填土内摩擦角分别取20°、30°和40°以及滑动摩擦系数取μ=tanφ，挡土墙墙背外摩擦角取不同值时，水平土压力系数Kv和的计算结果。可以看出，墙背外摩擦角的取值，对水平土压力影响甚微，可忽略不计，与Friedli的结果一致。表4-3墙背外摩擦角对水平土压力系数的影响φ(°)203040θ=1/2φ1.972.924.49θ=2/3φ1.982.924.49θ=φ1.972.934.49（2）坡面倾角与填土内摩擦角图4-6为ε=0°、α=5°、μ=tanφ时，墙后填土内摩擦角分别取20°、30°和40°，以及滑动摩擦系数取μ=tanφ时，水平土压力系数的大小随坡面倾角δ的变化规律；图 西南交通大学硕士研究生学位论文第35页4-7为ε=0°、α=10°时，墙后填土内摩擦角分别取25°、30°和35°，水平土压力系数的大小随坡面倾角δ的变化规律。图4-6水平土压力系数随填方坡面倾角变化曲线1可以看出，填土内摩擦角φ不变时，水平土压力系数Kh的大小随坡面倾角的增大而增大。填方坡面倾角越大时，增幅越明显。在填方坡面倾角δ相同的情况下，填土内摩擦角φ越大，水平土压力系数越大，这与适用于墙后是均质无限填土的朗肯与库伦主动土压力理论完全不同，从而进一步说明经典的土压力理论不适于计算斜坡地基上填方土压力，其原因在于二者墙后土体的失稳破坏模式不同。图4-7水平土压力系数随填方坡面倾角变化曲线2 西南交通大学硕士研究生学位论文第36页（3）自然斜坡面倾角与墙背倾角图4-8水平土压力系数随自然坡面倾角变化曲线图4-8为φ=30°、δ=30°，挡土墙墙背倾角分别取-10°、0°和10°，以及滑动摩擦系数取μ=tanφ时，水平土压力系数的大小随自然斜坡面倾角的变化规律。可以看出，挡土墙墙背倾角ε不变时，水平土压力系数Kh的大小随自然斜坡面倾角的增大而减小。当自然斜坡面倾角分别取得不同值时，改变墙背倾角，水平土压力系数变化幅度不大。（4）填土与自然斜坡面摩擦系数[39]Friedli等的方法假设斜坡上填土处于匀速运动状态，此时μ=tanα。而在一般情况下，填土与基岩接触面摩擦系数μ可取tanα~tanφ的任意值，一般取0.6~0.8tanφ。图4-9为μ/tanφ取不同值时，水平土压力的变化规律。图4-9界面摩擦系数对水平土压力系数的影响 西南交通大学硕士研究生学位论文第37页可以看出，随着μ的增大，水平土压力系数不断减小。值得注意的是，μ/tanφ=1时，式（4-14）无解，说明“越顶”破坏不发生。原因是，填土与斜坡基岩摩擦系数与填土的内摩擦角相等，可以看作两种土体内摩擦角并无差别，相当于填方斜坡面不存在，也不符合“越顶”破坏适用的斜坡填方土体的模型。4.2.5破裂角分析由前述分析可知，在其他条件相同的情况下，不同的填方坡面倾角状态下，挡土墙侧向土压力呈现一定规律的取值。事实上，在填方坡面倾角不同的状态下，破裂角ω、β的大小也不同。如表为ε=0°、α=10°、φ=25°，μ=tanφ填方坡面倾角去不同值时，破裂角ω、β的取值。表4-4可以看出，随着填方坡面倾角逐渐增大，破裂角ω不断增大，而破裂角β也逐渐增大，但增大到一定的值时，破裂角β趋近于35°。该规律在其他情况下也得到了验证。可以猜测，一般情况下，填方坡面倾角足够大时，β可以近似达到某一个固定值。表4-4不同填方坡角条件下破裂角的取值δ10°15°20°25°30°ω40°46°51°55°59°β25°31°34°35°35°为了更清楚的了解不同填方破面倾角的破裂面变化规律，做出δ=10°、δ=20°、δ=30°的破裂面示意图，如图4-10所示。图4-10不同填方坡面倾角状态下的填方破裂面示意图此外，破裂角的大小还与填方土体内摩擦角，自然坡面倾角，墙背倾角等因素有 西南交通大学硕士研究生学位论文第38页关。在此不过多赘述。4.3桩基托梁内力计算4.3.1托梁受力分析托梁的受力主要包括挡土墙传递的竖向荷载、水平荷载以及弯矩。托梁顶受力示意图如图4-11所示。图4-11托梁顶部中点受力示意图（1）竖向荷载NE=vWq（4-19）N——每延米挡土墙传给托梁的力（kN）。Wq——每延米挡土墙自重（kN）。（2）水平推力托梁所受水平推力即为墙背填土土压力在水平方向的分量：EExh=（4-20）Ex——每延米托梁所受的水平推力（kN）。Ev′——库伦土压力的水平分力（kN）。（3）托梁顶中点弯矩MNe（4-21）e——挡土墙合力偏心距（m）。在得出托梁竖向荷载、水平推力和托梁顶弯矩的情况下，可按多跨连续梁求得设 西南交通大学硕士研究生学位论文第39页计要求的最大跨中弯矩和剪力，进而进行托梁设计，在此不过多赘述。4.3.2桩体受力分析桩的受力主要包括托梁传递的竖向荷载、水平荷载以及弯矩。由于在桩的内力计算中，轴力的影响很小，所以本文忽略轴向受力。（1）桩顶的弯矩由桩基托梁挡墙结构的传力特点，可以得到单桩桩顶的弯矩：Mm=(MEhh)ln/（4-22）其中，Mm——桩顶处的弯矩（kN·m）；h——托梁高度（m）；l——托梁长度（m）；n——单排桩桩数；（2）桩顶的剪力由桩基托梁挡墙结构的传力特点，可以得到单桩桩顶的剪力：Qm=Exl/n（4-23）Qm——桩顶所受的水平方向的剪力（kN）。（3）桩身内力计算由于衢宁铁路屏南车站的实际工程算例中，自然斜坡面即为滑动面，桩身完全嵌固在基岩中。在斜坡填方位于基岩面上的桩基托梁挡墙支挡结构的设计中，通常桩身是整体嵌固在基岩中，所以对于桩身的受力计算可以采用一般嵌固段的算法。截面的受力简图如图4-12所示，按弹性地基梁的方法计算桩身内力。其中，xm——桩顶的位移（m）；φm——桩顶的转角（°）。根据Winkler地基假定，桩侧岩土体对在桩上的抗力p可以表示为：pkxbh0（4-24）[63]式中b0——桩的计算宽度（m），按表4-5取值；x——桩身截面横向位移（m）；3kh——土的水平抗力系数（kN/m）。 西南交通大学硕士研究生学位论文第40页图4-12桩顶受力简图表4-5桩身截面计算宽度截面宽度b或直径d（m）圆桩方桩>1m0.9（d+1）b+1≤1m0.9（1.5d+0.5）1.5b+0.5锚固段桩身挠曲线微分方程有两种求解方式：（1）k法：pkxb0，该方法适用于未经扰动的应粘土或参数接近强风化岩质的地层，较为完整的岩土层。（2）m法：pmzxb0，该方法适用于碎石土，风化破碎成土状的软质岩，多用于计算横向抗弯刚度EI较大的灌注桩。1）k法，此时地基系数为常数k，忽略桩顶竖向力，弹性桩身挠曲线微分方程为：4dxEI4kbx00dy（4-25）1kb04λ=4EI（4-26）4dx4440λxdy（4-27） 西南交通大学硕士研究生学位论文第41页-1式中λ——特征系数（m）；2E——混凝土的弹性模量（t/m）；4I——桩的截面惯性矩（m）。[64]由式（4-27）可得任意计算截面的位移、转角、弯矩、剪力的计算表达式：φMQmmmxxφφφφym122334λλEIλEIφMQmmmφyβ(-4xmφ4φ123φ2φ)3λλEIλEI（4-28）2QmMx-4λEIφ4φλEIφMφφymm34012λ32Qx-4λEIφ4φλEIφ4MφQφym2m304m1式中xy——桩身计算截面水平位移（m）。φy——桩身计算截面转角（rad）。My——桩身计算截面弯矩（kN·m）。Qy——桩身计算截面剪力（kN）。φ1、φ2、φ3、φ4——k法的影响函数值。其中：φ1=cos(λych)(λy)1φ2=sin(λych)(λy)cos(λysh)(λy)21φ=sin(λysh)(λy)321φ4=sin(λych)(λy)cos(λysh)(λy)4在计算桩身任意截面的位移、转角、弯矩、剪力之前，需要求得锚固点也就是桩顶的水平位移xm和转角φm。为此，需要根据下述三种边界条件确定：①当桩底为固定端时，xn=0、φn=0、Qn≠0、Mn≠0，将xn=0、φn=0代入式（4-28）得：2MφφφQφφφφmm2132314xm2232λEI44φφφλEIφφφ421421（4-29） 西南交通大学硕士研究生学位论文第42页2Mφφ44φφQφφφmm1234134φ=m222λEI44φφφλEIφφφ421421②当桩底为铰支端时，xn=0、Mn=0、Qn≠0、φn≠0，将xn=0、Mn0代入式（4-28）得：22M4+φφφφQ4φφmm341242xm23λEI4φφ-4φφλEI4φφ-4φφ23142314（4-30）22Mφ44φQφφφφmm133414φ=—m2λEI4φφ4φφλEI4φφ4φφ23142314③当桩底为自由端时，Mn=0、Qn=0、xn≠0、φn≠0，将Mn=0、Qn=0代入式（4-28）得：2M4+φφφQφφφφmm4132314xm2232λEI4φ4φφλEI4φ4φφ342342（4-31）2M4φφφφQφφφmm3412213φ=m222λEI4φ4φφλEI4φ4φφ342342将上述各种边界条件下相对应的xm、φm代入式（4-28），即可求得滑动面以下桩身任一截面的变位和内力。2）m法，此时桩侧岩土体抗力pmzxb0，忽略桩顶竖向力，弹性桩身挠曲线微分方程为：4dxEImybx040dy（4-32）1mb05η=()EI（4-33）4dx54ηyx0dy（4-34）-1式中η——桩的变形系数（m）。[64]由式（4-34）可得任意计算截面的位移、转角、弯矩、剪力的计算表达式：φMQmmmxAxBCDy1m11231ηηEIηEI 西南交通大学硕士研究生学位论文第43页φMQmmmφyη()Ax2mB2C223D2ηηEIηEI（4-35）2φmMQmmMηEIAx()BCDy3m33233ηηEIηEI3φmMQmmQηEIAx()BCDy4m44234ηηEIηEI’式中Ai、Bi、Ci、Di——分别为随桩的换算深度ηh而异的“m”法的影响函数值，i=1,2,3,4。其中：(5k4)!!kk5A11(1)(ay)k15!k(ay)516(ay)101611(ay)15161116(ay)20=15!10!15!20!(5k3)!!kk51B1ay(1)(ay)k1(5k1)!2(ay)627(ay)112712(ay)16271217(ay)21=ay6!11!16!21!2(ay)kk(5k2)!!52C1(1)(ay)2!k1(5k2)!(ay)23(ay)738(ay)123813(ay)17271217(ay)22=2!7!12!17!22!3(ay)kk(5k1)!!53D1(1)(ay)3!k1(5k3)!(ay)34(ay)849(ay)134914(ay)18491419(ay)23=3!8!13!18!23!65由A1、B1、C1、D1逐次计算，可以推出其他影响函数值表达式：491419(ay)16(ay)1611(ay)161116(ay)A=24!9!14!19!51015202(ay)27(ay)2712(ay)271217(ay)B=125!10!15!20!61116213(ay)38(ay)3813(ay)381318(ay)C=ay26!11!16!21! 西南交通大学硕士研究生学位论文第44页27121722(ay)4(ay)49(ay)4914(ay)491419(ay)D=22!7!12!17!22!381318(ay)16(ay)1611(ay)161116(ay)A=33!8!13!18!4914192(ay)27(ay)2712(ay)271217(ay)B=34!9!14!19!51015203(ay)38(ay)3813(ay)381318(ay)C=135!10!15!20!61116214(ay)49(ay)4914(ay)491419(ay)Day=36!11!16!21!271217(ay)16(ay)1611(ay)161116(ay)A=42!7!12!17!3813182(ay)27(ay)2712(ay)271217(ay)B=43!8!13!18!4910193(ay)38(ay)3813(ay)381318(ay)C4=4!9!14!19！51015204(ay)49(ay)4914(ay)491419(ay)D=135!10!15!20!在计算桩身任意截面的位移、转角、弯矩、剪力之前，需要求得锚固点也就是桩顶的水平位移xm和转角φm。为此，需要根据下述三种边界条件确定：①当桩底为固定端时，xn=0、φn=0、Qn≠0、Mn≠0，将xn=0、φn=0代入式（4-35）得：MQBCCBBDDBmm12121212xm23ηEIABBAηEIABBA12121212（4-36）MQCAACDAADmm12121212φm=2ηEIABBAηEIABBA12121212②当桩底为铰支端时，xn=0、Mn=0、Qn≠0、φn≠0，将xn=0、Mn=0代入式（4-35）得： 西南交通大学硕士研究生学位论文第45页MCBBCQDBBDmm13131313xm23ηEIBAABηEIBAAB13131313（4-37）MACCAQADDAmm13131313φm=+2ηEIBAABηEIBAAB13131313③当桩底为自由端时，Mn=0、Qn=0、xn≠0、φn≠0，将Mn=0、Qn=0代入式（4-35）得：MBCCBQBDDBmm34343434xm23ηEIABBAηEIABBA34343434（4-38）MQCAACDAADmm12121212φm=2ηEIABBAηEIABBA12121212将上述各种边界条件下相对应的xm、φm代入（4-35），即可求得滑动面以下桩身任一截面的变位和内力。4.3.3工程实例衢宁铁路屏南车站DK324+760工况基本条件与前述相同，现计算整个桩基托梁挡墙的受力情况。（1）挡土墙受力计算侧向极限土压力计算：12EEhmcosθε=γHKh=1719.9kN212EEvvmsinθε=γHK1116.9kN2每延米挡土墙自重：1W=(22.3)725376.3kNq2（2）托梁的受力计算托梁所受的水平推力：EE==1719.9kNxh假设挡土墙墙背土压力按三角形分布，土压力合力作用点高度在距墙底2/3处。每延米托梁顶中点弯矩： 西南交通大学硕士研究生学位论文第46页MNe==1915.4kNm（3）桩的受力计算单桩桩顶的弯矩：M=(MEh)ln/=18176.5kNmmh单桩桩顶的剪力：Q=El/n=8599.5kNmx（4）桩身内力计算工程实例中，地基为较完整的弱风化花岗岩地基，桩身整体嵌固在基岩内，为灌4注桩，所以采用“m”法进行桩身内力的求解，根据《桩体设计规范》m取1.5×10kPa/m。4方桩的横截面宽度为2m，b0=3m。C35混凝土的弹性模量为3.15×10桩的变形系数：1mb051η=()=0.28m；ηL=2.81，为弹性桩。EIL——单桩桩长（m）。由于桩底为自由端，将Mn=0、Qn=0代入公式（4-38）得：MBCCBQBDDBmm34343434xm23=0.0599mηEIABBAηEIABBA34343434MQCAACDAADmm12121212φm=2=0.0122radηEIABBAηEIABBA12121212将桩顶的剪力、弯矩、位移和转角代入式（4-35），得到桩身各点的剪力和弯矩，如表4-6。绘制剪力和弯矩图，如图4-13、图4-14：表4-6桩身剪力弯矩值ηy00.20.40.60.811.21.4Mm1817622591292823290934695345263247628785Qm85997950622938421135-1593-4092-6154ηy1.61.822.22.42.62.8Mm238301810112192678026507200Qm-7605-8298-7750-6866-4463-7320 西南交通大学硕士研究生学位论文第47页图4-13桩身剪力图可以看出，正向剪力在桩顶最大，最大值为8599.5kN；随着深度增大，正向剪力逐渐减小，在3m左右剪力为0kN；随后反向增大，在6.5m处反向剪力达到最大值，最大值为-8298kN。弯矩从桩顶开始逐渐增大，在3m处达到最大值，最大值为34695kN·m，此时剪力为零；随后弯矩逐渐减小，直至桩底弯矩为零。图4-14桩身弯矩图 西南交通大学硕士研究生学位论文第48页4.4本章小结针对斜坡地基上的填方边坡，基于其简化失稳破坏模式，可采用概念简单清晰的极限平衡方法分析作用于重力式挡土墙上侧向极限土压力，推导出侧向极限土压力的计算公式，主要结论如下：（1）对于挡土墙后斜坡高填方路基式，基于极限平衡方法，假定填土体发生“越顶”的失稳破坏模式，得出极限平衡状态下的挡土墙墙后水平土压力的计算方法。（2）针对衢宁铁路屏南车站斜坡地基高填方工程，桩基托梁挡墙后的土压力计算结果，与已有文献基于极限分析法所得结果的相对误差在0.5%以内，本文方法具有一定的合理性。（3）挡土墙外摩擦角对极限土压力的水平分量影响很小，而对竖向分量影响显著。填方坡面倾角、挡土墙墙背倾角、自然斜坡面倾角、填土内摩擦角是影响填土侧向极限土压力的重要因素。其中，填方坡面倾角、填土内摩擦角与水平土压力系数呈正相关；自然斜坡面倾角与水平土压力系数呈负相关；而墙背倾角对水平土压力系数影响相对不明显。（4）对“越顶”破坏发生的条件进行了讨论，对于未进行分析的限制条件，有进一步研究的必要。另外，通过分析可知填土与自然斜坡面的摩擦系数对侧向极限土压力的影响较大。（5）根据桩基托梁挡墙结构整体受力模式与传力特点，斜坡地基上大面积高填方路堤桩基托梁挡墙的设计计算方法，并对衢宁铁路屏南车站DK324+760断面进行了试算，得到了挡墙侧向极限土压力的大小和桩身弯矩及剪力的分布。 西南交通大学硕士研究生学位论文第49页第5章数值模拟与现场实测结果对比分析5.1概述本文数值模拟使用有限元分析软件ANSYS进行实体建模及网格划分，构造工况的有限元模型。将已建模型导入FLAC3D软件中，通过改变工况条件来进行工程的响应分析。将实际工况的三维数值模拟结果与现场工程实测结果进行对比，确定自然状态下施工工况的挡土墙墙背土压力、桩身截面剪力、桩身截面弯矩的分布规律。依据现场实际工况的试验结果与数值模拟结果，分析填方高度、地基性质、桩身刚度、填土内摩擦角对桩身应力分布的影响。5.2现场监测概况5.2.1监测元件的说明（1）振弦式土压力计振弦式土压力计，如图5-1，广泛应用于测量土石坝、防波堤、护岸、高层建筑、桥墩、挡土墙所受的土压力。是了解土体对土体中结构应力变化量的有效监测设备。并可同步测量埋设点的温度。图5-1振弦式土压力计示意图振弦式土压力计应尽量埋设于土压力变化明显的部位，用于监测界面的土压力。 西南交通大学硕士研究生学位论文第50页土压力计埋设间距原则上为盒体间距的3倍以上，振弦式土压力计受压面需要正对欲测量的土体；埋设时，承受土压力计的土面要求严格平整。水平埋设时，回填的土料应与周围土料相同，并小心人工分层夯实，振弦式土压力计上压实的填土超过1m以上，可用重型碾压机施工。（2）振弦式钢筋计振弦式钢筋计，如图5-2，是混凝土内埋式传感器。适用于测量基础、预制桩、桥墩。隧道衬砌的应力。具有长期稳定性好、灵敏度高、耐用、防水、不受导线长度限制、抗干扰能力强的特点，适合与长期监测。图5-2振弦式钢筋计示意图振弦式钢筋计的敏感部位处于钢筋计的中心，钢制仪器段的两端焊接两根钢筋，中间仪器段内含一个激型振弦和一个电子激振线圈，线圈连接电缆从应变计的中心部位引出与频率仪连接。钢筋计能够适应各种混凝土钢筋尺寸，并排连接在所有尺寸的钢筋旁边的“子母杆”用来匹配钢筋计和各种尺寸的钢筋。5.2.2监测点布置为监测斜坡高填方桩基托梁挡墙的整体受力情况。在DK324+760断面处挡土墙墙背安装土压力计以监测施工工况的墙背土压力的变化；在桩身安装土压力计以监测桩身各点的侧向岩土体抗力的变化；在桩体钢筋上安装钢筋计以监测桩的轴向受力的变化情况。DK324+760断面处桩基托梁结构挡墙高7m，墙宽2m，墙背内倾，坡度为1：0.25，托梁长20m×宽3.45m×高1.5m，共布置4根截面为1.75m×2m的方桩，桩长为10m， 西南交通大学硕士研究生学位论文第51页桩间距为2.6m。面向坡体方向从左到右依次为1~4号桩，现场对4号桩进行观测，测点布置与测试元件安放位置如图5-3所示。图5-3DK324+760断面现场测点布置图挡土墙墙背土压力计从上到下每隔1.2m高度布置一个，最高的土压力计安装在距墙顶1.2m处。桩身土压力计沿桩身每隔1米高度布置一个，上方五个土压力计布置在桩前，下方4个土压力计布置在桩后。5.2.3监测元件的安装（1）土压力计的安装灌注桩桩身土压力计的安装应该在开挖之后，钢筋布置之前进行。由于DK324+760断面处，桩身嵌固在弱风化花岗岩地基中，地层较为坚硬，所以开挖过程需要定点爆破辅以钻机进行。图5-4为开挖后的土压力计安装表面，可见土压力计的原始安装表面凹凸不平，需要进行处理。这里通过涂抹砂浆对土压力计安装点的一定范围内进行找平，以保证监测数据准确。为避免土压力计表面被腐蚀而影响监测结果，在土压力计表明包裹一层保鲜膜。为固定土压力计和避免灌注混凝土对土压力计的挤压，在土压力计四角埋置15cm的钢筋。将导线沿着垂直方向顺出，保证露出一定长度，便于结果的读取。土压力计的安装效果如图5-5所示。 西南交通大学硕士研究生学位论文第52页图5-4土压力计安装表面图5-5土压力计安装效果图（2）钢筋计的安装钢筋计应安装在桩身内侧中间的主筋上，在其它的箍筋和主筋布置完成后进行安装。钢筋计的“子杆”用于连接传感器与钢筋主体，传感器部分称为“母杆”，两端有匹配“子杆”上的螺纹的凹槽。因此，需要根据钢筋计的布置间距，计算确定每段钢筋的长度，将截断后的钢筋的两端各焊接一个“子杆”（上下端只焊接一端），焊接后的效果如图5-6所示。将焊接后的各段钢筋依次通过钢筋计连接，布置好被测量的主筋，导线依次垂直顺出地面，露出一定长度以便结果的读取，安装效果如图5-7所示。图5-6焊接“子杆”后的钢筋 西南交通大学硕士研究生学位论文第53页图5-7钢筋计安装效果图5.2.4监测结果的处理现场实测数据需要按照特定的公式处理，才能得到土压力计和钢筋计的真实受力值。（1）振弦式土压力计计算公式22PKf()f（5-1）110i式中：P1——被测土压力值（MPa）；K1——土压力计仪器标定系数（MPa/F）；f0——土压力计的实时频率测量值，单位为Hz；fi——土压力计的频率基准值，单位为Hz。（2）振弦式钢筋计计算公式22PKf()f（5-2）22IO式中：P2——被测钢筋受力值（kN）；K2——钢筋计仪器标定系数（kN/F）；fO——钢筋计的实时频率测量值，单位为Hz；f1——钢筋计的频率基准值，单位为Hz。5.3数值模型的建立5.3.1网格划分及本构模型该斜坡体填方高度约为25m，坡顶水平面高程为419m。截止2018年5月，现场 西南交通大学硕士研究生学位论文第54页挡土墙墙后的填方水平面的高程为412m。按照当前现场实际情况用ANSYS软件建立三维地质模型，导入FLAC3D中，其中挡土墙和托梁采用实体单元，桩采用梁单元，如图5-8所示，模型x方向为边坡倾向，x正向指向坡体外侧，范围为0~90m，z方向与重力方向相反，范围为0~20m，y方向为边坡走向，方向满足三维坐标系右手定则，范围为0~39.3m。1号单元体为B组填料，2号单元体为C30混凝土挡墙，3号单元体为C35钢筋混凝土结构，4号单元体为弱风化花岗岩。图5-8DK324+760斜坡三维地质模型岩土体的本构模型采用理想弹塑性本构模型，强度准则采用摩尔库伦屈服准则。模型底面固定，同时限制水平位移和竖向位移，左侧面限制水平位移，边坡表面采用自由边界。最终模型实体单元数量为586172，节点数为104131，结构单元数量为44。5.3.2计算参数根据现场资料和相关规范等选取各材料的物理力学参数，如表5-1所示。表5-1物理力学参数取值弹性模量重度粘聚力内摩擦角泊松比3（kPa）（g/cm）（kPa）（°）4B组填料3.0×100.32.2035°64弱风化花岗岩1.0×100.22.61.8×1045°7挡土墙3.0×100.22.5————7托梁3.15×100.22.5————7桩体3.15×100.22.5———— 西南交通大学硕士研究生学位论文第55页5.4数值模拟与实测结果对比分析5.4.1DK324+760工点数值模拟分析图5-9、图5-10、图5-11分别为DK324+760断面X，Y，Z向正应力云图，三个方向正应力分布均匀，等值线平滑。图5-12、图5-13分别为为DK324+760断面最大主应力和最小主应力云图，最大主应力和最小主应力分布均匀，等值线平滑，无畸变点，随深度增大量值不断增大，其中推测填方与基岩接触面处最大主应力值位于0~0.3MPa，最小主应力值位于0~0.125MPa，边坡整体处于受压状态，仅在桩体和挡土墙内部出现受拉状态，说明桩基托梁挡墙结构存在应力集中现象，承受了挡墙后斜坡土体推力，达到了工程效果。图5-9DK324+760断面XX向正应力图5-10DK324+760断面YY向正应力 西南交通大学硕士研究生学位论文第56页图5-11DK324+760断面ZZ向正应力图5-12DK324+760断面最大主应力图5-13DK324+760断面最小主应力 西南交通大学硕士研究生学位论文第57页5.4.2结果对比分析在数值模拟结果中调取挡土墙后各测点处的水平力，拟合后与现场填方高度至高程412m稳定后的实测数据处理后的结果进行对比，由图5-14可以看出，数值模拟结果与现场实测结果趋势相同，相同高度处水平力大小基本相等，并且沿墙身从上到下逐渐增大，近似于三角形分布，墙趾处所受水平力最大。桩身轴向受力模拟结果如图5-15所示，图中桩身上部黑色区域为受拉区，浅红色区域为受压区，最大拉力出现在桩顶处，大小为332kN，从上到下拉力逐渐减小；逐渐减小为零后，反向受压，压力沿桩身向下逐渐增大。图5-14DK324+760挡土墙墙背所受水平力数值模拟与实测结果对比图5-15DK324+760桩基托梁结构桩身轴向受力模拟结果示意图调取各测点数值模拟结果，与现场填方高度至高程412m时稳定后的实测数据进行 西南交通大学硕士研究生学位论文第58页对比，设拉应力为正，由图5-16可以看出，数值模拟结果与现场实测结果趋势相同，相同高度处轴向力大小相差不大，上部轴向受拉，桩顶处拉力最大，沿桩身向下拉力逐渐减小，在深度6m左右处减小为零，而后反向受压，压力沿桩身向下逐渐增大，桩底压力最大。图5-16DK324+760桩身轴向受力数值模拟与实测结果对比桩身侧向受力模拟结果如图5-17所示，图中桩身上部黑色区域受剪力方向沿x轴正向，浅红色区域受力方向与x轴相反，正向剪力最大值位于桩顶处，随深度增大剪力逐渐减小为相反方向。图5-17DK324+760桩基托梁结构桩身侧向受力模拟结果示意图 西南交通大学硕士研究生学位论文第59页调取各测点数值模拟结果，与现场填方高度至高程412m时稳定后的实测数据进行对比，剪力方向沿y轴方向为正，结果如图5-18所示。图5-18DK324+760桩体横截面所受剪力数值模拟结果与现场实测结果对比由图5-18可以看出，剪力的数值模拟结果与现场实测结果趋势相同，剪力随深度增大逐渐减小，两种结果的剪力均在深度3m左右达到零点，而后反向增大。数值模拟结果显示，反向剪力在深度4m处达到最大值120kN，随后逐渐减小；现场实测结果显示，反向剪力在深度4.2m处达到最大值115kN，随后反向剪力逐渐。由此可见，数值模拟结果与现场实测结果基本相同，可以作为研究桩基托梁结构受力的参考。由图5-19可以看出，弯矩的数值模拟结果与现场实测结果趋势相同，从桩顶向下，弯矩首先随深度增大而增大，到达最大值后逐渐减小。数值模拟结果显示，弯矩在深度2.5m处到达最大值，约为1010kN·m；现场实测结果显示，弯矩在深度3m处达到最大值，约为1000kN·m。数值模拟结果与现场实测数据都只能提供特定的点的受力情况，需要假设特定点附近的一定范围内的各个点的受力值与该点一致，范围越小计算误差越小。其中，数值模型中每10/11m一个节点，现场实际测试以1m为一个节点。在计算时取两节点的中点为每一段的中心。因此，数值模拟结果和现场实测结果均有 西南交通大学硕士研究生学位论文第60页一定的误差。图5-19DK324+760桩体横截面所受弯矩数值模拟结果与现场实测结果5.5影响因素分析5.5.1填方高度为研究施工填筑进程对桩基托梁挡墙的影响，分别选取填方至水平面高程为397m、401m、405m、409m以及412m稳定后的现场实测数据进行分析，抗力方向以桩后土体受压为正，如图5-20。可以看出，填方水平面高程达到412m并且稳定后，在深度为0~5m时，桩前受岩土体抗力，且随深度增大，抗力有增大的趋势；随后桩前土体抗力逐渐减小，曲线在深度5.5m左右反弯，桩后受土体抗力，力的变化趋势如图。对比不同高度的实测结果可知，施工填筑过程对桩体上半段的土体抗力影响明显，随着填方高度的增大，深度5m以上各测点处侧向土体抗力有增大的趋势；而填筑过程对桩体下半段（5m以下）几乎没有影响。因此，可以得到结论，随着填方高度的增大，桩侧向岩土体对桩的抵抗作用越强，这是由于挡土墙传递的上部荷载的不断增大，桩身某点的侧向位移不断增大，从而使抗力不断增大。 西南交通大学硕士研究生学位论文第61页图5-20DK324+760桩体桩身侧向所受岩土体抗力现场实测结果5.5.2填土内摩擦角以现场实际工况的数值模拟模型为基础，为研究斜坡上填土内摩擦角对桩受力的影响，调整内摩擦角的数值，通过FLAC3D软件计算得到φ=32°、φ=35°、φ=38°，其他条件相同时桩身的受力情况，并作出剪力和弯矩图。图5-21不同填土内摩擦角的桩身剪力 西南交通大学硕士研究生学位论文第62页如图5-21和图5-22可知，随着填土内摩擦角的逐渐增大，桩身横截面剪力和弯矩在同一深度都逐渐减小，剪力为0和弯矩取得最大值的位置几乎相同。随着深度的增大，内摩擦角对桩身受力的影响越来越小，到桩底时，不同的填土内摩擦角，桩身受力趋于相同。图5-22不同填土内摩擦角的桩身弯矩5.5.3斜坡地基性质以运营工况的数值模拟模型为基础，为研究地基性质对桩基托梁挡墙结构以及上部填土的影响，调整地基弹性模量的数值，通过FLAC3D软件计算得到地基弹性模量分别为1GPa、0.7Gpa、0.4Gpa、0.1Gpa，其他条件相同时，工况的位移云图，如图5-23、图5-24、图5-25、图5-26所示。由位移云图可知，随着地基弹性模量的减小，整个工况的整体位移逐渐增大。地基弹性模量为1Gpa时，最大位移为8.87mm，桩顶位移为0.835mm；地基弹性模量为0.7Gpa时，最大位移为1.01cm，桩顶位移为1.186mm；地基弹性模量为0.4Gpa时，最大位移为1.23cm，桩顶位移为2.060mm；地基弹性模量为0.1Gpa时，最大位移为3.37cm，桩顶位移为8.177mm。可以看出地基性质越软弱，填方土体和桩身变形越大，与理论计算趋势相同。 西南交通大学硕士研究生学位论文第63页图5-23地基弹性模量为1GPa时运营工况的位移云图图5-24地基弹性模量为0.7GPa时运营工况的位移云图图5-25地基弹性模量为0.4GPa时运营工况的位移云图 西南交通大学硕士研究生学位论文第64页图5-26地基弹性模量为0.1GPa时运营工况的位移云图图5-27地基弹性模量对桩顶位移的影响为例进一步研究地基性质对桩身变形的影响，做出地基弹性模量为1GPa、0.85GPa、0.7GPa、0.55GPa、0.4GPa、0.25GPa、0.1GPa时，桩顶位移的变化曲线，如图5-27。由图可知，当弹性模量为0.4~1GPa时，桩顶的位移变化不大；地基弹性模量继续减小，桩顶位移显著增大，与理论计算趋势相同。5.5.4桩身刚度以为例进一步研究桩身刚度对填土及结构变形的影响，做出截面面积分别为1.5m×2.0m、1.75m×2.0m、2.0m×2.0m、2.25m×2.0m，其他条件相同时，桩身弯矩的变化图。由图5-28可知，随着桩身的截面极惯性矩的增大，桩身刚度增大，同一深度桩身弯矩变大，且该影响对桩身上部影响较大，越接近桩底影响越小，所以可以通过提 西南交通大学硕士研究生学位论文第65页高桩身刚度来提高桩体的承载能力。图5-28不同截面截面惯性矩的桩身弯矩分布以运营工况的数值模拟模型为基础，为研究桩身刚度对桩基托梁挡墙结构以及上部填土的影响，通过改变桩体边长，调整桩体截面极惯性矩的数值，通过FLAC3D软件计算得到地基弹性模量为1GPa时，桩身截面面积分别为1.5m×2.0m、1.75m×2.0m、2.0m×2.0m、2.25m×2.0m，其他条件相同时，运营工况的位移云图，如图5-29、图5-30、图5-31、图5-32所示。图5-29I=1时运营工况的位移云图 西南交通大学硕士研究生学位论文第66页图5-30I=1.17时运营工况的位移云图图5-31I=1.33时运营工况的位移云图图5-32I=1.5时运营工况的位移云图由位移云图可知，改变桩身刚度对整个工况区的变形影响有限，填方土体及桩身各点位移几乎没有变化。 西南交通大学硕士研究生学位论文第67页5.6本章小结（1）通过有限元分析软件ANSYS进行实体建模及网格划分，构造工况的有限元模型。将已建模型导入FLAC3D软件中，通过改变工况条件来进行工程的响应分析。将实际工况的三维数值模拟结果与现场工程实测结果进行对比，墙背土压力、桩身横截面剪力、桩身弯矩的对比结果十分接近。确定自然状态下施工工况的挡土墙墙背土压力、桩身截面剪力、桩身截面弯矩的分布规律。（2）依据现场实际工况的试验结果与数值模拟结果，分析填方高度、填土内摩擦角对桩身应力分布的影响。结果显示，随着填方高度的增大桩侧岩土体抗力逐渐增大，随着填土内摩擦角的增大，桩身所受的剪力和弯矩均有不同程度的减小，这与理论计算规律一致。（3）依据现场运营工况的数值模拟结果，分析地基性质对填方土体和桩顶变形的影响，发现地基越软弱填方土体和桩顶的整体位移越大。另外，桩身刚度对整个范围内的变形影响较小，对桩体所受的内力有一定影响。随着桩身刚度的增大，桩身深度相同点的弯矩不断增大。 西南交通大学硕士研究生学位论文第68页第6章结论与展望6.1结论本文依托衢宁铁路屏南车站斜坡地基大面积高填方路堤工程，采用理论分析、现场监测和数值模拟的方法对桩基托梁挡墙的受力机理及计算方法开展研究，主要得到如下结论：（1）给出了由于斜坡地基上大面积高填方土体土压力的作用，桩基托梁挡墙结构通过挡土墙将所受墙背土压力传递到托梁，再由托梁均匀传递给每一根桩的受力模式。同时，基桩通过自身的承受剪力和弯矩的能力，使结构整体保持变形协调，保证了结构的整体稳定性。（2）对于挡土墙后斜坡高填方路堤，在桩基托梁挡墙限制作用下，墙后土体将产生折线型越过墙顶的失稳破坏模式。（3）基于“越顶”失稳破坏模式，采用极限平衡方法，得出极限状态下的挡土墙墙后水平土压力的计算方法。针对衢宁铁路屏南车站斜坡地基高填方工程，桩基托梁挡墙后的土压力计算结果，与基于极限分析法所得结果的相对误差在0.5%以内，说明了本文方法的合理性。（4）挡土墙外摩擦角对极限土压力的水平分量影响甚微，而对竖向分量影响显著。填方坡面倾角、挡土墙墙背倾角、自然斜坡面倾角、填土内摩擦角是影响填土侧向极限土压力的重要因素。其中，填方坡面倾角、填土内摩擦角与水平土压力系数呈正相关；自然斜坡面倾角与水平土压力系数呈负相关；而墙背倾角对水平土压力系数影响相对不明显。（5）填方土体的坡面长度、上部土体对潜在滑块的作用力大小、填土与基岩面的摩擦系数是“越顶”破坏模式发生的重要影响条件。当填方土体的坡面长度较短、或者上部土体对潜在滑块的作用力较小、或者当填土与基岩面的外摩擦角等于填土内摩擦角时，三角形“越顶”失稳破坏模式均不会发生。（6）通过三维数值与现场实测结果对比分析，结果显示墙背土压力、桩身横截面剪力、桩身弯矩的结果十分接近。基于弹性地基梁理论分析，对于衢宁铁路屏南车站DK324+760断面，计算分析了桩身最大弯矩为34695kN·m及最大剪力8298kN。（7）数值模拟与现场实测结果均显示，随着填方高度的增大桩侧岩土体抗力逐渐增大；随着填土内摩擦角的增大，桩身所受的剪力和弯矩均有不同程度的减小，这与 西南交通大学硕士研究生学位论文第69页理论计算结果显示的规律相一致。（8）斜坡地基性质对填方土体和桩顶位移有明显影响，地基越软弱，填方土体和桩顶的整体位移越大。桩身刚度填方土体的变形影响较小，对桩体内力有一定影响。随着桩身刚度的增大，沿桩轴深度相同点的桩身弯矩不断增大。6.2展望尽管本文经过了深入研究，得到了以上结论，但仍存在下列不足，需要进一步研究。（1）对于挡土墙和墙后填土的“越顶”破坏理论计算的推导过程中，我们假设挡土墙静止不动，实际上挡土墙有微小的位移。挡土墙位移的大小对破坏模式的改变的影响有待于进一步研究。（2）挡土墙后填土的“越顶”破坏，本文近似的看为折线形破坏，实际上破裂面有可能呈现圆弧形或多段折线形状的破坏。对于其他的破裂面形状下，挡土墙墙背极限侧向土压力的计算方法可以进一步进行研究。（3）根据对地基性质影响的研究可知，若地基刚度变小，结构的变形会明显增大。直接的影响结果是挡土墙位移增大，有可能进一步影响墙后填土在极限状态下的破坏方式。因此，对于软弱地基的情况下，考虑变形协调的桩基托梁挡墙的设计计算方法将更加复杂，有待于进一步研究。 西南交通大学硕士研究生学位论文第70页致谢首先，感谢恩师肖世国教授在论文写作过程中的悉心指导与帮助。从论文选题、材料搜集、拟写提纲、到撰写报告，论文研究的的每一个进程都凝聚着恩师的心血。肖老师思维严谨、视野开阔、学术造诣精湛、为人和善，几年来在学术和生活上给予了我太多的指导与帮助，让我十分荣幸有机会在肖老师团队学习，在此对老师表示最诚挚的感谢与深深的敬意！感谢地质工程系的各位老师，他们学识渊博、平易近人、经验丰富，让我领略到地质工程专业的风采，提升了我的专业知识。感谢同门的师兄师弟师妹们，同级的田龙飞、杨豪、李瑞，博士师兄师姐曾锦秀、闫玉平、曹顺利、李昭颖，师弟孙来宾、雷军、于昕左，师妹彭煌、李婷、杜兆萌，在论文写作过程中的无私帮助与关怀。特别感谢陈廷君师兄在论文写作中很多专业问题上的指导与建议，自己也将以师兄作为榜样，励志于在专业领域上有更深层次的进步。就要和这个记录我青春最美好的时光的大学说再见了，在交大的七年里收获的不只是专业知识，还有真挚的手足之情，与时俱进的思想，实事求是勇往直前的精神。时刻不忘精勤求学，敦笃励志，果毅力行，忠恕任事的交大校训，以及竢实扬华，自强不息的交大精神。责任与使命时刻牢记于心。最后感谢父母多年来的养育之恩，感谢亲朋好友的全力支持。近二十年的校园生活就要画上圆满的句号，其中的收获与精彩不言而喻，即使对未来的工作生活充满了期待，心中也仍旧依依不舍。但是学无止境，工作和生活中人人都是老师，处处都是知识，只有保持不断学习的心，才能跟得上国家和社会发展的步伐。也祝老师们工作顺利，同学们和自己都有一个精彩的未来。谢鑫2018年5月9日X4226b工作室 西南交通大学硕士研究生学位论文第71页参考文献[1]蒋鑫,邱延峻,魏永幸.基于强度折减法的斜坡软弱地基填方工程特性分析[J].岩土工程学报.2007(04)：622-627.[2]李明领.高原斜坡软土地区抗滑支挡施工技术研究[A].第八次全国岩石力学与工程学术大会论文集[C].2004：1011-1015.[3]向科,罗凤.分层铺设土工格栅高填方路堤的稳定性验算[J].铁道勘察,2005(2)：47-49[4]罗恒,邹金锋等.红砂岩碎石土高填方路堤强夯加固时的动应力扩散及土体变形试验研究[J].岩石力学与工程学报.2007(S1)：2701-2706.[5]罗强,胡勇刚,张良等.水泥土搅拌法加固斜坡软弱土地基的土工离心模型试验研究[J].中国铁道科学.2010,31(04)：12-19.[6]邓立雄.锚索—框格梁加抗滑桩加固技术在高速公路边坡处理中的应用[J].四川建材.2010(04)：149-151.[7]喻邦江等.构皮藤高填方路堤的综合治理设计[J].公路交通科技(应用技术版).2010(10)：137-139.[8]冯延春.浅谈高填方路堤的质量控制[J].黑龙江交通科技,2011(11)：14-16.[9]李喜忠.斜坡高填方黄土路堤破坏机理与加固措施[J].北方交通.2013(09)：28-31.[10]Darevskii,V.Practicalmethodfordeterminingearthpressureonretainingwallsconsideringtheirdeformationsanddisplacement[J].PowerTechnologyandEngineering(formerlyHydrotechnicalConstruction).1978,12(10):1021-1028.[11]Roscoe,K.H.Theinfluenceofstrainsinsoilmechanics[J].Geotechnique,1970,Vol.20(2):129-170.[12]ChenWF.LimitAnalysisandPlasticity[J].ElsevierScientificPublishingCo.NewYork,1975.[13]JanbuN.EarthPressureandBearingCapacityCalculationsbyGeneralizedProcedureofSlice[J].Proc.4thini.Conf.OnSoilMechanicsandFoundationEngineering,London,1957,2:207-212.[14]RahardjoH&FrelundD.G.GeneralLimitEquilibruimMethodforLateralEarthForce[J].Can.Geotech.J,1984(21):166-175.[15]ChenZ&LiS.EvaluationofActiveEarthPressurebytheGeneralizedMethodofSlice.Can.Geotech.J,1988(35):591-599.[16]Terzaghi,K.Recordearthpressuretestingmechine[J].EngineeringNewsRecord,1932,Vol.109:365-140.[17]Terzaghi,K.Largeretainingwalltests,Ⅰ-pressureofdrysand.EngineeringNewsRecord[J],1934,Vol.112(February.1):136-140.[18]Terzaghi,K.Largeretainingwalltests,Ⅱ-pressureofsaturatedsand[J].EngineeringNewsRecord,1934,Vol.112(February.22):259-262.[19]Terzaghi,K.Afundamentalfallacyinearthpressurecomputations[J].JournalofBostonSocietyofCivilEngineering,1936,Vol.23:71-88.[20]MehmetA.Sherif,Yung-showFangandRussellI.Sherif.KaandK0BehindRotatingandNonyeildWalls[J].JournalofGeotechnicalEngineering,ASCE,1984,110(1):41-56.[21]Bang,S.Activeearthpressurebehindretainingwalls.JournalofGeotechnicalEngineering[J],ASCE,1985,Vol.111(3),407-412.[22]Rowe,P.W.Anchoredsheet-pilewalls[C].IntitutionofCivilEngineers,London. 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西南交通大学硕士研究生学位论文第74页攻读硕士学位期间参加科研工作及发表学术论文参与的科研项目：[1]复杂艰险山区斜坡软弱地基大面积高填方铁路站场工程边坡变形机理及控制技术研究，中铁十二局集团有限公司衢宁铁路（福建段）Ⅲ标工程指挥部，2017发表的学术论文：[1]谢鑫，周应兵，郭瑞，刘大伟.斜坡地基上高填方路堤桩基托梁挡墙受力特征研究.路基工程，2018，录用待刊。*[2]谢鑫，周应兵，郭瑞，刘大伟，肖世国.斜坡地基上高填方挡墙侧向极限土压力简化算法.中国地质灾害与防治学报，2018，审稿中。