基坑支护毕业设计8

北京市朝阳广场基坑设计

学生 王文波 指导老师 张岳文

河北工程大学土木学院土木工程专业岩土方向

0 绪论

作为大学四年学习的最后一个阶段——毕业设计，其设计的目的是详细学习和了解与岩土工程相关的知识，巩固以前学习过的（深基坑支护、基础工程、地基处理、土力学、工程地质学等）知识，并按照现行规范，通过对实际情况的分析把它运用到生产实践中去，同时也培养了调查研究、查阅文献、收集资料和整理资料的能力。通过本次设计使自己能够理论联系实际，并为以后的工作和学习打下坚实的基础，因此要达到以下要求：

⒈学会对资料的收集、整理、分析、评价等基本方法，学会阅读并编写勘察报告。 ⒉通过对基坑支护、基坑降水和设计，施工图的绘制，对岩土工程有更深刻的理解，具备独立分析问题、解决问题的能力。

⒊通过本次设计,应学会熟练掌握和使用在岩土工程方面的应用广泛的电算技术，以提高设计的效率。

此次设计的朝阳广场基坑支护工程位于北京东二环朝阳门立交桥东北角，西邻东二环路，南邻朝外大街，与外交部办公大楼隔街相望。拟建最高26层左右的建筑，檐口高度约100m，总建筑面积38万㎡，基底面积约32073㎡，相应绝对标高为42.50m，自然地面标高为41.14m，采用钢筋混凝土筏型基础，结构形式为钢筋混凝土框架—剪力墙结构。

由于该工程基坑开挖较深，边坡不能自然稳定，必须对其进行支护。经过对几种支护方案的分析计算比较后得出最佳方案。采用土钉墙+多支点排桩支护体系。在西南角处用土钉墙+锚杆支护体系。

降水采取了特别处理，及在基坑内设置了排水井。

1

河北工程大学土木工程学院毕业设计说明书 2008年

1 工程概况及方案的选择

1.1工程概况

1.1.1工程地质勘察资料

① 拟建场区的工程地质条件

本工程拟建场地在地貌单元上位于永定河冲洪积扇中部。

拟建场区地形基本平坦，勘探时钻孔孔口处地面标高为40.49～43.53m。 ② 场区地层岩性及分布特征

按地层沉积年代、成因类型，将本次勘察深度范围的土层划分为人工堆积层和第四纪沉积层两大类，详见下表。

③拟建场区的水文地质条件

本工程拟建工程深度范围内共分布3层地下水，类型分别为：第1层地下水为上层滞水，赋存于第1、2层的杂填土与粉质粘土中，受管道渗漏影响该层地下水水位分布不连续，埋深变化较大，水量的分布也不均衡；第2层地下水为层间潜水，含水层为第6层卵石层，该层地下水水位连续分布；第3层地下水为承压水，赋存于具强透水性的第13层中砂层中，具体各层地下水的类型及埋深情况详见下表：

表1--1

地下水稳定水位 序号 1 2 3 地下水类型 水位埋深（m） 上层滞水 层间潜水 承压水（测压水头） 1.40～5.00 15.00～18.40 21.50～24.50 水位标高（m） 37.44～40.85 2004年3月中旬～24.84～25.75 下旬 18.96～20.13 地层岩性特征一览表 地层 岩性 杂填土 颜色 杂 湿度 稍湿～饱和 稠度／密度 稍密 量测时间 表1—2

压缩性 / 2

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地层     ⑦ ⑧ ⑨ ⑩ ⑾ ⑿ ⒀ 岩性 粉质粘土 粉砂、细砂 细砂 粉质粘土 圆砾、卵石 粉质粘土 粉土 粘土 粉土 中砂 粉质粘土 中砂 颜色 褐黄 褐黄 褐黄 褐黄～褐黄（暗） 杂 褐黄～褐黄（暗） 褐黄 褐黄 褐黄 褐黄 褐黄 褐黄 湿度 湿～饱和 湿 湿 饱和 湿～饱和 饱和 饱和 饱和 饱和 饱和 湿～饱和 湿～饱和 稠度／密度 可塑～软塑 密实 中密 可塑～硬塑 中密 可塑～硬塑 中密～密实 可塑～硬塑 密实 密实 可塑 中密 压缩性 低～中低～中压缩性 低压缩性 低压缩性 低～中低压缩性 低压缩性 低～中低压缩性 低压缩性 低压缩性 低压缩性 低压缩性 中低压缩性 低压缩性 表1--3

层底相对土层 标高(m) 杂填土 粉质粘土 粉砂-细砂 细砂 粉质粘土 -1.5 -7.200 -7.700 -13.500 -14.200 (m) 1.5 5.7 0.5 5.8 0.7 4.8 4.6 0.9 1.2 0.5 3.3 4.5 7.7 层厚重度(kN/m) 19 18.4 20 20 19.4 19 20.2 20.5 20.2 20.5 19 18.6 19.5 / 0.803 0.605 0.788 0.763 0.653 0.732 0.703 0.872 0.532 0.558 0.706 0.650 3液性 孔隙比 指数 / 0.76 / / 0.30 / 0.26 / 0.26 / / 0.55 / 8 10 25 32 29.8 38.0 19.7 25.0 19.7 25.0 28.0 21.0 23.0 0 8 0 0 25 0 35 15 35 15 0 15 0 5000 2500 2500 3200 7800 3800 2200 3300 3300 2500 3000 3200 () c(kPa) m(kN/m) (kPa) 20 40 70 60 60 240 65 70 65 90 115 45 80 4 圆砾、卵石 -19.000 粉质粘土 粉土 粘土 粉土 中砂 粉质粘土 中砂 -23.600 -24.500 -25.700 -26.200 -29.5 -34.0 -41.7 3

河北工程大学土木工程学院毕业设计说明书 2008年 1.1.2有关主体结构的设计资料

拟建最高26层左右的建筑，建筑基底面积约32073m,相应绝对标高为42.50m，自然地面标高为41.14m，采用钢筋混凝土筏型基础，结构形式为钢筋混凝土框架—剪力墙结构。 1.1.3周围环境资料

朝阳广场位于北京东二环朝阳门立交桥东北角，西邻东二环路，南邻朝外大街，与外交部办公大楼隔街相望。本项目地块分南、北两区，南北两区地下连为一体，南区为中石化集团科研办公楼，由中国石化集团公司投资建设；北区为集办公、酒店式公寓和商业为一体的综合性建筑，由联合置地房地产开发有限公司投资开发。

本拟建工程场地西南角，有一地铁出入口站房，其外墙与中国石化科研办公楼地下室外墙之距离仅有0.56m，其基础埋深约为2.7m.。

2，

1.2 方案选择

整个深基坑为一级的安全等级，由于基坑下部有三层地下水，而且水位比较高，因此不能用一般的土钉墙，本基坑深20米 坑中又有水 因此在除了西南角有地下工事的选用土钉墙加锚杆其余的部分用排桩加锚杆再进行基坑内降水。 1.2.1 排桩加锚杆

采用密排桩加高压喷射水泥桩，由支护桩的构造要求得：排桩桩直径不宜小于 600毫米 ，桩间距应根据排桩的受力及桩间土的稳定条件来确定。 1.1.2 土钉墙加锚杆

由于在基坑的西南角有地铁站的出口，而且与基坑红线仅有0.56米，所以没有机器的工作面，经分析采用土钉墙加锚杆里面用截水帷幕。

2 桩锚设计

2.1 排桩的初步设计与内力设计计算

2.1.1 土相关参数与土压力的计算

由于各土层的平均重度相差不大，也为了计算的方便，因此采用了加权平均重度值；γ=19.34N/M ，土的内摩擦角Φ=27度 ，粘聚力C=10 计算如下：

ihi/h=826.57/41.7=19.34N/m2

i1i1nn 4

河北工程大学土木工程学院毕业设计说明书 2008年

Rb2=[40.155/2+(76.5-40.1)5/25/3-193.4-163]/5=94.1 kNi/n27

i1n地面的荷载值按规范 q=10 主动土压力的计算：

系数Ka=tan(45°-Φ/2)=0.376

被动土压力系数：

考虑桩在基坑下，现取Φp=30°δ=2/3Φ=20

2

Kp={con30/[cos20-[sin(3020)sin30]}2=7.05

2.1.2.土压力为零点

土压力为零点就是零弯矩点，距离坑底面的公式为：

y=(eq+ea)/ (kp-ka)

Ea+Eq=100.376+19.340.37620=149.2kN/m

(kp-ka)=19.34(7.05-0.376)=129.1kN/m3

则：y=149.2/129.1=1.156 m 取 y=1.16 m

2.1.3.基坑支护简图

图表 1

5

河北工程大学土木工程学院毕业设计说明书 2008年 2.1.4：土压力的分层计算 一层：

Ea'kaq5.6kN/mEa\"kaqzka191.50.560.561021.56kN/m ka1tan2(458/2)二层：

Ea'(1z1q)ka22cka226.8kN/mka5tan2(455)0.52;ka0.726\"Ea(1z12z2q)ka22cka262.8kN/m

三层：

Ea'(1z12z2q)ka2044.5kN/m\"Ea(1z12z23z3q)ka5047.6kN/m

ka3tan2(4525/2)0.23;ka30.56四层：

Ea'(1z12z23z3q)ka2035.3kN/maE11m(1z12z23z3xzxq)ka4

(153.53.320)0.2350.5kN/m

\"Ea(1z12z23z34z4q)ka4(153.55.820)0.2362kN/mka4tan2(4532/2)0.23;ka0.49 kp4五层：

cos32cos27sin53sin322.33Ea'(1z12z23z3az4q)ka22cka544.6kN/mka5tan2(4529.8/2)0.26;ka0.51\"Ea(1z12z23z34z45z5q)ka52cka548.1kN/m

6

河北工程大学土木工程学院毕业设计说明书 2008年 六层：

Ea'(1z12z23z34z45z5q)ka6051kN/maE15m(1z12z23z3xzxq)ka657.1kN/m\"Ea(1z12z23z34z45z56z6q)ka667.4kN/m

ka6tan2(4538/2)0.18;ka0.43;2/33825.3kp七层：

cos38cos23.5sin63.3sin383.02Ea'(1z16z6q)ka72cka7138.5kN/mEa\"(1z17z7q)ka72cka7146kN/mka7tan2(4519.7/2)0.37;ka70.62kp

2.1.5.分段计算固端弯矩 ⑴：连续梁AB段悬臂部分弯矩：

cos19.7cos13sin31.7sin19.71.57 Mba=100.37655/2+19.340.3765 2/25/3=198.49kNmTo=x+y=4.5+1.16=5.66m

⑵: 梁BC段：

B支点的荷载 q1=3.76kahi=3.76+19.340.3765=40.1kN C支点的荷载 q2=q1+kah2=76.5kN 由《建筑结构静力计算手册》的公式得：

图表 2

Mc=(7q1+8q2)l 2/120 kNm Mcb=198.5/2=86.72kNm

7

河北工程大学土木工程学院毕业设计说明书 2008年 ⑶：梁CD段：

Q1=76.5kNQ2=q1+kah3=112.9kN

在CD中，如图为两固定端，由《建筑结构静力计算手册》的公式：

图表 3

得:

Mcd=-q1l 2/12-q2 l 2/30=253.4kNmMdc= q1l /12+q2l 2/20=300.5kNm⑷：梁DEF段:

q1=112.9kN; q2=149.2-112.9=36.3kN ; q3=149.2kN 由 《建筑结构静力计算手册》得：

2

图表4

8

河北工程大学土木工程学院毕业设计说明书 2008年 得：

Mdf=-q1a2/8(2-a/l)2-q2a2/24[8-9a/l+12/5(a/l)2]- q3b2/6[1-3/5(b/l)2]=-299.2kNm2.1.6：弯矩分配：

由于计算的固端弯矩不平衡，所以需用弯矩分配法来平衡支点C,D的弯矩: 分配系数的确定：

Ucb=0.42m Ucd=0.58m Udc=0.627m Udf=0.38m

通过弯矩分配，得出的各支点的弯矩为：

Mb=-198.5kNm Mc=-163kNm Md=-318.8 kNm Mf=0

B C 0.42 0.58 D 0.62 0.38 +198.49 -198.4+86.72 +70 -253.4 +96.7 300.5 299.2 +48.3 -30 -15 +6.3 +8.7 -18.4 +198.5 -198.5 +163 -163 +318.8 317.6 弯矩分配

9

河北工程大学土木工程学院毕业设计说明书 2008年 2.1.7 求各支点得反力 ⑴：如上图所示，先求

R'b对A点取矩 ：

Rb2=(3.6755/2+1/219.340.37652/35+198.5)/5=61.2 kN

求 Rb，对C点取矩：

\"Rb2=[40.155/2+(76.5-40.1)5/25/3-193.4-163]/5=94.1 kN

则：

' Rb= Rb+R\"b155.3kN

⑵:

Rc2=(40.155/2+36.45/22/35+193.4+163)/5=232.2kN

⑶:如图CD段，对D点求矩：

Rc=[6.555/2+(112.9-76.5)5/25/3-163-318.8]/5=125.2kNRc= R'c+ R\"c=232.2kn+25.2kn=357.4kN

R'd=[76.555/2+(112.9-76.5)5/22/35+163+318.8]/5=348.3kN

⑷:

如图DF段，F点 Mf=0

Rd=[112.95(5/2+1.16)+149.21.16/22/31.16+ (149.2-112.9)5/2(5/3+1.16)+486]/6.16=466.8kN则：Rd=Rd+Rd=348.3+466.8=815.1kN

'\"

Rf的计算，对D点取矩:

Rf=[112.955/2+(149.2-112.9)5/22/35+149.21.16/2(1.16/3+5)]=436.0kN经计算各支点的反力为：

Rb=155.3kN Rc=357.4kN Rd=815.1kN Rf=436.0kN

2.1.8 反力的核算： 土压力及地面荷载共计：

3.320+(149.2-3.3)1/2+149.21.16/2=1611.54kN

支点的反力：

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河北工程大学土木工程学院毕业设计说明书 2008年

Ra+Rb+Rc+Rf=155.3+357.4+815.1+436=1763.8lkN

误差为：

(1163.8-1611.5)/1763.8=0.086 152.3kN

2.1.9 得出土压力为零点 用公式的出为零点：y=1.16m

X=6Fr/(Kp-Ka)= 6436/19.34(7.05-0.37)=4.5m

则最小入土深度为：

To=x+y=4.5+1.16=5.66m

则取嵌固深度为：7.5米

2.2按工况进行验算

2.2.1 说明

本基坑深20米，本工程的验算采用“逐层开挖锚杆力不变法”来验算的,其图 如下：

2.2.2 求B点所受的水平力

⑴：先求出10.5米以下的弯矩为零点处y的距离，查表得出砂性土的Φ=32°则：

y=0.062h=0.06210.5=0.65m Md

⑵:Ea的计算：

Ea=5.610.5+(50.5-5.6)10.5/2+0.6550.5/2=310.9kN/m

⑶:对O1点的力矩：

Mo1=5.610.5(10.5/2+0.65)+(50.5-5.6)10.5/2 (10.5/3+0.65)+50.50.65/20.652/3=1332.3kNm⑷:对O点的合力矩为零则：

6.15Rb=Mo1=1332.3kN

推出：

Rb=216.6kNRo1=Ea-Rb=310.9-216.6=94.26kN

⑸:最大弯矩的计算：Mb=5.655/2+(41.8-5.6)5/25/3=-220.9kNm

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河北工程大学土木工程学院毕业设计说明书 2008年 2.2.3 求C点的所受水平力：

图表 5

图表 6

⑴：挖土按工况进行再D点以下0.5米处深度，看为无粘性砂土所以：

y=0.0315.5=0.5m处为土压力为零点O2

⑵:Ea的计算：

Ea=5.615.5+(55.4-5.6)15.5/2+55.40.5/2=486.6kN/m

⑶:对O2的力矩为：

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河北工程大学土木工程学院毕业设计说明书 2008年

MO2=5.615.5(15.5/2+0.5)+(55.4-5.6)15.5/2 (15.5/3+0.5)+55.40.5/20.52/3=2907.8kNm⑷:对O2点弯矩相等:

Rb11+Rc6=2907.8kNRc=(2907.8-216.611)/6=87.6kNRo2=Ea-Rc-Rb=486.6-87.5-216.6=182.5kN

⑸:

Mmax的计算

Mmax=5.61010/2+(41.28-5.6)10/210/3-216.65=-208.3kNm

图表 7

2.2.4 求D点的所受水平力Rd的值

⑴：Rd是在挖土完成时的力，即-20米处的；

按照经验Φ=19.7°为粘土标准的锤击数相当为：N>=20,y=0.1h=0.120=2m ⑵:Ea的计算：

Ea=5.620+(146-5.1)20/2+1462/2=112+1404+146=1662kN

⑶:Mo3的值得：（主动土压力下的弯矩）

M03=112(20/2+2)+1404(20/3+2)+14622/3=13706.7kNm

⑷:对o3点取矩，总的力矩为零：

Rb17+Rc12+Rd7=13706.7kN

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河北工程大学土木工程学院毕业设计说明书 2008年 得:

Rd=1282.1kN

则： Ro3=Ea-Rb-Rc-Rd=75.8kN

⑸: Mmax的值：

Mmax=5.61515/2+(53.7-5.6)15/215/3-216.610-87.55=-169.3kNm

是与Md相等。

2.3 内力与配筋

1( 1 )2( 2 )-197.92-200.6339.67346.17( 3 )-97.71-127.064( 4 )458.98348.51265.875( 5 )-13.366-395.12-451.12

图表8

2.3.1 桩的抗弯矩配筋

xMc=458.9kNmMmax=1.25Mc=1.251.1458.9kNm=630.85kNm⑴：桩的相关数据如下：d=800mm,砼取

C25,fc=11.9n/mm2,ft=1.27Ac=502654mm2C25,fc=11.9n/mm2

试取12根直径是28mm的其As=7383.6mm ⑵:计算：

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2河北工程大学土木工程学院毕业设计说明书 2008年 按《混凝土结构设计》GB10-89第4.1.11条中的公Schneebeli 式计算： 令N=0 得：

faA(1-sin2/2)+(-t)fyAs=0 t=1.25-2令b=fyAs/fcA,将上式整理得：

E=1/(1+3b)(1.25+sin2/2)

b=fyAs/fcA=0.37代入⑶式，

⑶: х的计算：用试算法得出几组数据作图k-b如下

表2--4

х b 0.28 0.29 0.29 0.35 0.30 0.41 0.31 0.48 经作图查出：х=0.291 则

1( 1 )：

Et=1.25-20.291=0.668M=2/3fcA(sin 3)/+fyAss(sin+sint)/ 151.17-109.502=2/311.9502654400(sin 30.291)/+3007383.6350(sin0.291+sin0.668)/ =687kn>630.85kn( 2 )=2=2180°0.291=104.8167.97-140.333( 3 )

配筋率=7383.6/502654=1.4700>0.200 2：桩的箍筋的配筋

-305.534( 4 )472.43：

Vmax472.43kNV0.251.011.9N/mm24002mm2 1494.6kNVmax所以可以直接按最小配筋来定箍筋:

-182.82-269.945( 5 )6 15

河北工程大学土木工程学院毕业设计说明书 2008年

min0.12600sv0.126007090.893nAsv0.893nAsv226mm2250图表9

则取: 212A226mm 验算:

2V0.7ftA1.25fyvAsvh0 s446.6744.51191Vmax满足要求。

2.4 锚杆计算与腰梁设计

2.4.1 锚杆的设计 1：锚杆的布置：

S-锚杆的水平间距，即取 1.5米 X-锚杆的倾角x=15°

假设锚杆垂直于潜在划裂面，则经计算：

图表 10

各杆的自由段的长度分别为：7.1米；4.7米；2.35米所以Lf1=8m;Lf2=7m;Lf3=5m

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河北工程大学土木工程学院毕业设计说明书 2008年 2:由以前计算出的各支点的力分别为：

R1=216.6kn;R2=357.4kn;R3=815.1kN来作为各锚杆的设计轴力。

第一道锚杆需承受的拉力：

P1=1.2SR1/cosx=1.21.5216.6/cos15°=400.95kN

第二道锚杆需承受的拉力：

P2=1.2SR2/cosx=1.21.5357.4/cos15°=661.6kN

第三道锚杆需承受的拉力：

P3=1.2SR1/cosx=1.21.5815.1/cos15°=1508.9kN

3:锚固段长度的确定: 设自由段长度均为5米

La=KmPi/dT, Km=1.5 T=c+tan dm取钻头直径的1.2倍

⑴：由P1=400.95kn 锚杆的端头深5米 ，先假设锚杆长12米，则中心高：

H=5+12sin15°/2=5+2.8/2=5.4m

其中5-10.4米内分别经过了①：粉质粘土2.2米，T=68.6；②：粉沙0.5米，T=180.4kPa 则：

T=(2.268.6+0.55180.4)/2.7=89.3kPa

Lm= KP1/dT=1.5400.95/(3.140.1689.3)=13.4m取14m

L1=8+14=22m

⑵: 由P1=661.6kn/根，锚杆的端头深10米 ，

H=10+(15+7)sin15°/2=10+5.1/2=12.6m

在11.6-15.1米内分别有以下几层土：①：细砂1.9米，T=180.4；②：粉质粘土0.7米，T=68.6；③：圆砾，卵石0.9米，T=430.7 则：

T=(1.9180.4+0.768.6+0.9430.7)/3.5=222.4kPa

Lm2= KP1/dT=1.5661.6/(3.140.16222.6)=8.9m 取15米

则：

L2=7+15=22m

⑶：由P1=1508.9kn/根，锚杆的端头深15米 ，设锚杆长20米

17

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H=15+(20+5)sin15°/2=17.9m

则：从16.1-20.8米以内T的计算：

①：圆砾，卵石2.9米，T=430.7；②：粉，粘土1.8米，T=68.6 则：

T=(2.9430.7+1.868.6/4.7=292kPa

Lm3= KP1/dT=1.51508.9/(3.140.16292)=15.4米 取18米

则:

L3=5+18=23m

2.4.2 钢绞线的计算

用7Φ5的钢绞线，极限抗拉力为180千牛每束

N1=P11.5/(Asfptk)=216.61.5/180=1.8 2 N2=P11.5/(Asfptk)=357.41.5/180=2.98 3束 N3= P11.5/(Asfptk)=815.11.5/180=6.79 71:设计腰梁时可以把腰梁看作是一个连续梁,所以 可以用钢结构的公式来计算 公式如下:

Mx/(xWnx)f……①

设需要的钢材为Q235,f=215, x=1.05 ⑴：第一道中：

Q1=40.15=200.5,F1=216.6kN,按固定支座来计算：

Mmax=1/12qlc=1/12200.51.62=42.77kNm

由①式得：

Wn1Mmax/(xf)=42.77106/(1.05215103)=189.5cm3 Wn1=I1/(b/2),b=160cmI1=8.0189.5=1515cm4 满足设计要求。 ⑵: 第二道中：

3

I1/2=757.5cm4,因此选择槽钢16a,其I1=866>757.5cm4

Q2=76.55=382.5,F2=357.4kN,按固定支座来计算：

Mmax=1/12ql2=1/12382.51.62=42.77kNm

18

河北工程大学土木工程学院毕业设计说明书 2008年 由①式得：

Wn2Mmax/(2f)=81.6106/(1.05215103)=361.5cm3 Wn2=I2/(b/2),b=180cm3

I2=9.0361.5=3253.2cm4 ,I2/2=1626.2cm4,因此选择槽钢20a,其I2=1780>1626.2cm4

满足要求。 ⑶：第三道中：

Q3=112.915=564.5,F3=815.1kN,按固定支座来计算：

Mmax=1/12ql2=1/12564.51.62=42.77kNm

由①式得：

Wn3Mmax/(3xf)=120.4106/(1.05215103)=533.5cm3 Wn3=I3/(b/2) ,b=180cm3

I3=9.0533.5=4801.1 cm4则I3/2=2400.5cm4,因此选择槽钢22b,其I3=2570>2400.5cm4

满足设计要求。

图表 11

2.5 排桩验算

2.5.1 管涌验算 按 Schneebeli法计算

tw/'(hc-hb)

hc—C点的水头压力 hb—B点的水头压力

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w=10kn/m3,'=sat=19.4kn/ m3,hc=g(h'+D),

hb=gh',tw/satD=10/19.47=3.7m由于实际的深度为7米大于3.7米所以满足要求。 2.5.2 锚杆的整体稳定性验算

基坑深20米，分三层锚杆，锚杆的端部的深度依次为：-5，-10，-15米 在锚杆的整体稳定性验算中用“克兰茨法”来计算：

相关数据如下：Ta1=216.6kN Ta2=357.4kN Ta3=815.1kN, 取平均值：=19.34, 1：求整体稳定安全系数f的值： 锚杆锚固中点深为-8.5米 则：

ad=15cos15°=14.6Od=15sin15°=3.5 (1): =arctan(20+7-8.5)/14.5=51.9°(2): G=(8.5+27)/214.61.619.34=8019.1kN⑶：因为：=27°<，则Ka=0.37要计算地面荷载值

Eah=[1/219.340.37272+0.371027.0]1.6=4263.8kN/m

⑷:代替墙的主动土压力为：

E1h=[1/219.348.520.37+100.378.5]1.6=463.9kN/m

⑸:

Kah={Eah-E1h+[G+E1htan-Eahtan]tan(-)}/[1+tantan(-)]Kah={4263.8-463.9+[8019.1+0-0]tan(27°-51.9°)}/[1+tan15°tan(27°-51.9°) =605.8

Ta=Yah=216.6Fa=Kah/Yah=605.8/216.6=2.79>1.5所以满足要求。

2：Ta2=357.4Ta,求整体安全系数： 经计算则：ad=12cos15=11.7m

°Od=12sin15°=2.8m

20

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图表 12

⑴：=arctan(14.4/11.7)=56

⑵: G=(27+12.8)/211.71.619.34=7204.7kN ⑶：因为=27°<=56°，则Ka=0.37则要对地面的土压力进行计算：

°Eah=[1/219.340.37272+0.371027.0]1.6=4333.1kN/m

⑷:代替墙的主动土压力为：

E1h=[1/219.3412.820.37+100.3712.8]1.6=1013.7kN/m

⑸:求Eah=[1/219.340.37272+0.371027.0]1.6=4333.1

Kah={Eah-E1h+[G+E1htan-Eahtan]tan(-)}/[1+tantan(-)]

Kah{4333.11013.7[7204(4333.11013.7)tan20]tan(2756)}/[1tan15tan(2756)]407.9则：

F=Kah/Yah=407.9/357.4=1.141.2所以满足要求。

3: ⑴：

Kah{4333.11013.7[7204(4333.11013.7)tan20]tan(2756)}/[1tan15tan(2756)]407.9 arctan(2.86/13.6)13

21

河北工程大学土木工程学院毕业设计说明书 2008年 ⑵:

G=(21.16+18.3)/213.61.619.34=8303.1kN

⑶：

因为：θ=13°<Φ=27°,则可以不计算地面的荷载：

f=KnhTas=2455.1815.1=3.0>1.5 Eah=1/219.340.3721.62=2563.2kN/m

⑷:

代替墙的主动土压力为：

E1h=1/219.3418.321.60.37=1917.1kN/m

⑸:求Kah：

Kah={Eah-E1h+[G-(E1+Eah)tan]tan(-)}/[1-tantan(-)]Kah={2563.2-1917.1+[8303.1-(2563.2-1917.1)tan20]tan(2713)} (1tan15tan14)2455.1则：f=KnhTas=2455.1815.1=3.0>1.5所以满足要求。

2.6 基坑位移计算

2.6.1 坑底以下桩的位移

b10.9(1.5b0.5)1.8m

查表得m值：m=4000 6000kN/m4

Izd4 64Ec2.8104N/mm2由 当混凝土选择为：C25时，则桩的变形系数为：

0.05m4mb1/EI0.35m1其中EI1.4107kNm2

时位移的计算公式为:

z0A1系数的计算：

0MQB120C130D1 EIEI 22

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M047.27knm;H0Q0349.5kN11661.610;0.510; 32EIEI10.2106EI由于嵌固深度为7.5米，则 h0.357.5m2.6252.5kh0

hh1B3D4B4D3661.6103.165.056103EIA3B4A4B3mh1A3D4B4D3660.5102.0481.024102EIA3B4A4B31A3C4A4C30.21062.0130.2046106EIA3B4A4B3

mm0H0hhM0hm349.5kn5.05610647.271.0241061.8131030H0mhM0mm(349.5kn1.0241047.270.402610)0.37710由以上的数据可以做表来计算基坑以下的桩的位移: 其中需要的公式如下:

663

z1.813103A11.06103B123.635106C1559.2106

表-- 5

z=h/x00.571.712.8645.16.297.43h0.20.611.41.82.22.6A1110.999350.991670.955230.843130.574910.033146B100.20.599870.997221.37911.705751.887091.75473C100.020.179980.499410.973731.583622.272172.9067D100.001330.0360.166570.455880.961091.720422.72365Xz0.0018130.00160220.00120030.00084580.00054790.00029545.776E-05-0.000208 则:坑底以下的位移最大的是坑顶部,其位移为0.0018m。 2.6.2 坑底以上桩的位移

1：分三部分计算：分别在R1，R2，R3个自作用下在A到H各点产生的位移，再加上土压力产生的位移，在土压力的计算中简化看作是三角形的土压力，其中用的公式为：《简明建筑结构设计手册》 。

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1.1：在P3作用下各点的挠度： P3=815.1kN 则：

H0P3815.1kN

M0Pb815.154075.5kNm任意一点N的水平位移亦由以下三部分组成： 1.2：O的水平位移：

0PHHPbHM815.15.0561064075.51.0241064.1211034.1731038.294103m1.3：转角0在N点引起的位移：

图表 13

0PmhbxPmmbx20.835103bx0.328103bx2

1.4:挡墙悬臂部分作用在P以下N处的位移： N以上：'nppb2lpb3y'a(y'a)3'(3b/l3y'/l) N以下：np[23 36EI6EIbb相关系数：

3pb2l8155220815533pb34.8510;1.2110 776EI61.4106EI61.410

图表 14 表-- 6

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各点1点引起2点引起3点引起总和单位ABC×0.001m8.2948.2948.294×0.001m147.9115.0686.33×0.001m13.3411.529.7×0.001m169.53134.87104.3D8.29461.6887.8877.862E8.29440.856.0655.2F8.29424.714.2437.244GH8.2948.29412.374.1382.430.7623.09413.192 2:在P2作用下各点的挠度，其为： P2=357.4kN 则：

H0P2357.4kN

M0P2b357.4103574kNm水平位移由下面三部分组成： 2.1：O点的水平位移：

0PHHPbHM357.45.05610635741.0241061.8071033.661035.467103m2.2：转角在0N点引起的位移：

图表 15

b0PmhbxPmmbx20.36610bx0.14410b332x

2.3:挡墙悬臂部分作用在P以下N处的水平位移：

P以上： 'nppb2l357.410220(3b/l3y'/l)(310/203y'/20) 76EI61.410P以下：'nppb3y'a(y'a)3357.4103y'10(y'10)3[23][23] 6EIbb361.4107101033pb2l8155220815533pb34.8510;1.2110 776EI61.4106EI61.410

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图表 16 表-- 7 各点1点引起2点引起3点引起总和

单位AB×0.001m5.4675.467×0.001m64.9250.51×0.001m21.2718.08×0.001m91.65774.057CDEFGH5.4675.4675.4675.4675.4675.46737.8927.0818.0610.855.431.8111.78.515.325.372.660.7355.0641.05728.8521.68713.5578.007 3:在P1作用下各点的挠度，其为：P1=216.6kN 则：

H0P1216.6kNM0Pb1216.6153249kNm水平位移由下面三部分组成： 3.1：O点的水平位移：

0PHHPbHM216.65.05610632491.0241061.095103.32104.42103m3.2：挡墙悬臂部分作用在P以下N处的水平位移：

P以上： 'np33

pb2l216.615220(3b/l3y'/l)(33/43y'/20) 76EI61.410pb3y'a(y'a)3216.6153y'5(y'5)3[23][23] P以下：6EIbb361.410715153'np 表--8

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各点1点引起2点引起3点引起总和单位ABCDEFGH×0.001m4.424.424.424.424.424.424.424.42×0.001m39.230.4922.8816.3410.96.543.281.09×0.001m26.121.7517.413.099.025.442.580.68×0.001m69.7256.6644.733.8524.3416.410.286.19 4: 在梯形荷载作用下,水平位移的大小为: 梯形荷载的合力为:

1H0Q(q1q2)l0.5(5.6149.2)201548kN

21H0Q(q1q2)l0.5(5.6149.2)201548kN

2合力离基底面的力臂为:

bq22q1149.225.6l206.9m3(q1q2)3(149.25.6)

M0Qb1548kN6.9m10693kNm4.1:挡墙作为弹性 地基杆件,在基坑底面处O点的受力Q及弯矩Qb, O点的水平变位:

0QHHQbHM1548kN5.056610693.31.0241018.77710m63

4.2:挡墙作为弹性地基杆件,在基坑底面O受Q及弯矩 Qb 后产生的转角0在N点产生的水平位移为：

0(ly')(QMHQbMM)(ly')(15481.02410610693.30.4026 106)(ly')5.89103(ly')4.3：挡土墙作为悬臂梁，在梯形荷载土压力下在N点产生的水平位移：

l42040.09521037120EI1201.410 q2149.2kN;q15.6kNq0q2q1149.25.6143.6kNl4{591[34(y'/l)(y'/l)4]q0[45(y'/l)(y'/l)5]}

120EI'np4.4：综合以上的位移 作表如下：其中有 位移为0.735m

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图表 17 表--9

各点X0引起Φ引起梯形力总和单位ABCD×0.001m18.7718.7718.7718.77×0.001m117.8103.0888.3573.625×0.001m267.74223.7179.9137.08×0.001m404.31345.55287229.48E18.7758.996.39174.1F18.7744.17559.61122.56GH18.7718.7729.4514.72529.138.0177.3541.505 5：总的位移合算如下表格：

表--10

各点P3P2P1 梯形力综合力单位AB×0.001m169.5134.9×0.001m91.6674.06×0.001m69.7256.66×0.001m404.3345.5×0.001m735.18611.12CDEFG104.377.8655.237.2423.0955.0641.0628.8521.6913.5644.733.8524.3416.410.28287229.5174.1122.677.35491.1382.27282.5197.93124.28H13.1928.0076.1941.50568.894 由上面的表格得知，基坑以上的地基变形选中的8个点各点的位移分别为：

A:735.2103m;B:611.1103m;C:491.1103m;D:382.3103mE:282.510m;F:197.910m;G:124.310m;H:68.89410m3333

其中最大的变形发生在A点，也就是在基坑的上边缘，其最大

2.7基坑稳定性验算

排桩基坑稳定性验算结果--1

CiLi 0 (qb+wi)cos3 tan 5.71396 (qb+w)sin3 8.8659787 28

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0 0 0 35 35 25 35 35 70 30 15 22.5 7.5 15 15 15 15 0 0 0 0 370 15.9236 23.9606 29.9273 16.3505 18.2657 23.8875 22.2182 22.4871 20.6088 26.0709 24.7284 21.6661 21.1718 19.4548 17.0948 14.4342 11.8195 0 0 0 0 355.784 27.437059 45.86355 63.736989 81.708289 98.320872 126.1614 139.72263 153.55236 168.06094 179.89444 189.40914 197.56625 205.84073 217.53332 224.21217 228.21482 234.45963 240.46764 246.21936 251.69558 256.8774 3585.8205

其验算结果如下:

29

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因为：370+355.784+3585.8205+2890.706+517+2710.7-10428.48=-0.08约等于

零 因此 基坑稳定性满足要求。

CiLi 60 0 0 16 50 37.5 37.5 0 0 0 0 35 35 25 35 35 70 30 15 22.5 7.5 15 15 15 15 0 0 0 0 571 (qb+wi)cos3 tan 26.73732 94.44086 108.7544 145.9652 154.423 161.1442 164.7499 226.73 225.8502 222.2225 215.981 97.75545 95.71079 104.6284 91.46542 87.5063 76.93956 93.6379 86.41782 74.40055 70.88786 63.08969 54.59533 45.75471 36.92187 31.83519 21.38849 10.77254 1.9E-14 2890.706 (qb+w)sin3 40.63045 77.74363 113.7512 147.149 181.873 212.0303 219.3835 230.6169 250.3461 301.2013 323.831 352.7803 365.3032 393.0722 421.4576 433.6413 463.637 476.0151 489.1724 501.8727 520.1551 542.6437 550.8184 556.4735 563.3893 569.6562 575.2573 580.1764 584.398 10428.48 30

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1 15 21 26 30 34 37 40 43 46 49 52 54 56 58 60 62 66 68 70 73 74 76 78 80 82 84 86 88 90 2 3 15 6 5 4 4 3 3 3 3 3 3 2 2 2 2 2 4 4 2 3 1 2 2 2 2 2 2 2 2 8 18 24 28 32 36 39 42 45 48 51 53 55 57 59 61 64 68 69 72 74 75 77 79 81 83 85 87 89 H 7.6 11 13 15 16 18 19 20 21 22 23 24 24 25 26 26 27 27 28 28 28 28 29 29 29 29 29 30 30 Li 7.5 3 2.5 2 2 1.5 1.5 1.5 1.5 1.5 1.5 1 1 1 1 1 2 2 1 1.5 0.5 1 1 1 1 1 1 1 1 Ci 8 0 0 8 25 25 25 0 0 0 0 35 35 25 35 35 35 15 15 15 15 15 15 15 15 0 0 0 0 Wi 147 206.9 249.5 284.3 315.2 342.3 365.5 386.8 406.1 423.5 439 454.5 468 491.2 500.9 510.6 518.3 526 531.9 535.7 541.5 549.3 553.1 555.1 558.9 562.8 566.7 570.5 574.4  10 25 25 29.8 29.8 29.8 29.8 38 38 38 38 19.7 19.7 21.5 19.7 19.7 19.7 25 25 25 25 25 25 25 25 28 28 28 28 cos3 0.966 0.934 0.899 0.866 0.829 0.799 0.766 0.731 0.695 0.656 0.616 0.588 0.559 0.53 0.5 0.469 0.407 0.375 0.342 0.292 0.276 0.242 0.208 0.174 0.139 0.105 0.07 0.035 6E-17 sin3 tani 0.26 0.36 0.44 0.5 0.56 0.6 0.64 0.68 0.72 0.75 0.79 0.81 0.83 0.85 0.87 0.88 0.91 0.93 0.94 0.96 0.96 0.97 0.98 0.98 0.99 0.99 1 1 1 0.18 0.47 0.47 0.57 0.57 0.57 0.57 0.78 0.78 0.78 0.78 0.36 0.36 0.39 0.36 0.36 0.36 0.47 0.47 0.47 0.47 0.47 0.47 0.47 0.47 0.53 0.53 0.53 0.53

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排桩基坑稳定性验算结果--2

CiLi 44 30.8 0 22 0 0 0 57.75 57.75 57.75 38.5 16.5 38.5 38.5 16.5 0 0 0 0 0 0 0 16.5 16.5 16.5 16.5 16.5 16.5 16.5 16.5 (qb+wi)cos3 tan 19.87160286 105.0430055 140.2535929 147.6988727 216.1373207 229.5860537 237.3599766 111.4892925 112.2721713 111.7241661 112.479639 145.6492233 110.7642337 108.8403023 138.7175892 153.5537863 148.3859487 142.1696385 135.4662325 127.8434273 119.8046596 110.9871282 73.51789946 66.6728352 59.59787813 52.13315026 44.5039258 36.71874769 28.69599785 20.58685432 (qb+w)sin3 19.87160286 56.07572348 90.68476413 124.7727028 129.72 130.8328036 150.7286447 197.1485424 240.3343063 295.0334946 300.8776047 324.3127029 365.0185317 391.3939907 402.8466546 444.701714 464.4561019 482.3702609 500.0239513 515.622064 521.6151213 543.7769895 556.2164304 568.1100538 579.4299254 588.2642342 596.4425664 603.9457404 608.8357498 613.0004379 616.4300447 619.1156913 12038.00915 16.5 12.40100777 32 16.5 4.148305229 583.55 3385.074465 河北工程大学土木工程学院毕业设计说明书

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1 10 7 5 4 4 3 3 3 3 3 2 2 2 2 2 2 2 2 2 2 2 2 2 2 2 2 2 2 2 2 2 2 2 10 17 22 26 30 33 36 39 42 45 47 49 51 53 55 57 59 61 63 65 67 69 71 73 75 77 79 81 83 85 87 89 3 5 H 5.4 Li 5.5 3.85 2.75 2.2 2.2 1.65 1.65 1.65 1.65 1.65 1.1 1.1 1.1 1.1 1.1 1.1 1.1 1.1 1.1 1.1 1.1 1.1 1.1 1.1 1.1 1.1 1.1 1.1 1.1 1.1 1.1 1.1 Ci Wi 8 8 0 10 0 0 0 35 35 35 35 15 35 35 15 0 0 0 0 0 0 0 15 15 15 15 15 15 15 15 15 15 104 182 232 275 309 340 366 391 412 431 451 466 482 495 509 520 532 542 551 559 567 572 578 584 590 594 598 601 603 605 607 609  10 29.8 32 30 38 38 38 19.7 19.7 19.7 19.7 25 19.7 19.7 25 28 28 28 28 28 28 28 21 21 21 21 21 21 21 21 21 21 cos3 0.985 0.956 0.927 0.899 0.866 0.839 0.809 0.777 0.743 0.707 0.682 0.656 0.629 0.602 0.574 0.545 0.515 0.485 0.454 0.423 0.391 0.358 0.326 0.292 0.259 0.225 0.191 0.156 0.122 0.087 0.052 0.017 sin3 tani 0.174 0.292 0.375 0.438 0.5 0.545 0.588 0.629 0.669 0.707 0.731 0.755 0.777 0.799 0.819 0.839 0.857 0.875 0.891 0.906 0.921 0.934 0.946 0.956 0.966 0.974 0.982 0.988 0.993 0.996 0.999 1 0.176327 0.572705 0.624869 0.57735 0.781286 0.781286 0.781286 0.358052 0.358052 0.358052 0.358052 0.466308 0.358052 0.358052 0.466308 0.531709 0.531709 0.531709 0.531709 0.531709 0.531709 0.531709 0.383864 0.383864 0.383864 0.383864 0.383864 0.383864 0.383864 0.383864 0.383864 0.383864 13.5 9.4 19.5 12 24 28 14 16 31.5 18 34.5 19 37.5 20 40.5 21 43.5 22 46 48 50 52 54 56 58 60 62 64 66 68 70 72 74 76 78 80 82 84 86 88 23 24 25 26 26 27 28 28 29 29 29 30 30 30 31 31 31 31 31 31 31 32 33

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1 3 3 2 2 2 2 2 2 2 2 2 2 2 2 2 2 2 2 2 2 2 2 2 2 2 3 42 45 47 49 51 53 55 57 59 61 63 65 67 69 71 73 75 77 79 81 83 85 87 89 40.5 43.5 46 48 50 52 54 56 58 60 62 64 66 68 70 72 74 76 78 80 82 84 86 88 H 21.3 22.3 23.3 24.1 24.9 25.6 26.3 26.9 27.5 28 28.5 28.9 29.3 29.6 29.9 30.2 30.5 30.7 30.9 31.1 31.2 31.3 31.4 31.5 Li 1.65 1.65 1.1 1.1 1.1 1.1 1.1 1.1 1.1 1.1 1.1 1.1 1.1 1.1 1.1 1.1 1.1 1.1 1.1 1.1 1.1 1.1 1.1 1.1 Ci 35 35 35 15 35 35 15 0 0 0 0 0 0 0 15 15 15 15 15 15 15 15 15 15 Wi 25.142 44.482 63.822 79.294 94.766 108.3 121.84 133.45 145.05 154.72 164.39 172.13 179.86 185.66 191.47 197.27 203.07 206.94 210.81 214.67 216.61 218.54 220.48 222.41  19.7 19.7 19.7 25 19.7 19.7 25 28 28 28 28 28 28 28 21 21 21 21 21 21 21 21 21 21 cos3 sin3 tani 0.7604 0.7254 0.6947 0.6691 0.6428 0.6157 0.5878 0.5592 0.5299 0.5 0.4695 0.4384 0.4067 0.3746 0.342 0.309 0.2756 0.2419 0.2079 0.1736 0.1392 0.1045 0.0698 0.0349 0.649 0.688 0.719 0.743 0.766 0.788 0.809 0.829 0.848 0.866 0.883 0.899 0.914 0.927 0.94 0.951 0.961 0.97 0.978 0.985 0.99 0.995 0.998 0.999 0.35805 0.35805 0.35805 0.46631 0.35805 0.35805 0.46631 0.53171 0.53171 0.53171 0.53171 0.53171 0.53171 0.53171 0.38386 0.38386 0.38386 0.38386 0.38386 0.38386 0.38386 0.38386 0.38386 0.38386

34

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CiLi 57.75 57.75 38.5 16.5 38.5 38.5 16.5 0 0 0 0 0 0 0 16.5 16.5 16.5 16.5 16.5 16.5 16.5 16.5 16.5 16.5 429 (qb+wi)cos3 tan 9.567927955 14.15015365 18.36128142 27.86157871 24.11202949 26.07878262 36.13641089 42.6505325 43.68736413 43.79158879 43.53166042 42.45103419 41.0606401 38.97271924 26.45031647 24.58623594 22.54435451 20.14597232 17.62248724 14.97616001 12.10620339 9.170183229 6.171456193 3.113518128 609.3005915 (qb+w)sin3 29.66977431 48.75381419 69.03403356 86.26588626 104.3320358 121.1922715 138.6611441 154.5987607 170.9368145 185.4472159 200.1703999 212.8018938 225.481838 235.8414522 246.1109476 256.2606566 266.2608384 273.6422185 280.7751169 287.6389062 291.7234665 295.4770299 298.8889437 301.9489487 4781.914408

排桩基坑稳定性验算如下

429+609.3005915+4781.914408+583.55+3385.074465+2710.7-12038.00915=460.9 所以基坑的稳定性满足要求。

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0

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3 土钉墙

3.1 土钉墙的设计

3.1.1 相关系数的确定

确定 土钉墙的平面和剖面尺寸,及分段施工高度基坑总深度为20米加固的高度为20-2.7=17.3m，设初道土钉从-3

米开始，在初步的设计中定：

Sy1.6m;Sx1.5mSy1.6m;Sx1.5m

图表 18

3.1.2 确定土钉的角度，长度，倾角及在空间的方向

如上图所示：用两道锚杆，其位置分别在基坑以下-6.2米，9.4米，其他的都为土钉其之间的间隔为1.6米，与水平的夹角为15度。 3.1.3：土钉长度的确定：

2 1:系数Ka的确定：katan(45/2)

ka1tan2(4510/2)0.73ka2tan2(4532/2)0.48ka3tan2(4532/2)0.48ka4tan2(4532/2)0.48ka5tan(4529.8/2)0.51ka6tan2(4538/2)0.40ka7tan2(4538/2)0.40ka8tan2(4538/2)0.40

36

2

河北工程大学土木工程学院毕业设计说明书 2008年 2:土压力Po的确定： P0P1Pq

c180.0950.025Pm10.55ka1H0.550.5318.41791.18kN1H118.41.7c20Pm20.550.23201743.01kN2H2c30Pm30.550.23201743.01kN3H3c40Pm40.550.23201743.01kN4H4c5252c0.770.55Pm5ka5(1)H5H5191.7Hka0.26(120.77)191758.6kN0.51c60Pm60.550.15191726.64kN6H6c70Pm70.550.15191726.64kN7H7c80Pm70.550.15191726.64kN 8H8Pq10.5312063.5kN;Pq20.2312027.6kNPq30.2312027.6kN;Pq40.2312027.6kNPq50.2612031.2kN;Pq60.1512018kNPq70.1512018kN;Pq80.1512018kNP0PqPm

P163.591.18154.7kN;P227.643.0170.6kNP327.643.0170.6kN;P427.643.0170.6kNP531.258.689.8kN;P61826.6442.64kNP71826.6442.64kN;P81826.6442.64kN3:N的计算：

11PSvSh;150.9711coscos15Sv1.6;Sh1.5NN10.97154.71.61.5360.1kNm2;N20.9770.61.61.5164.4kNm2N30.9770.61.61.5164.4kNm2;N40.9770.61.61.5164.4kNm2N50.9789.81.61.5209.1kNm;N60.9742.61.61.599.2kNmN70.9742.61.61.599.2kNm2;N80.9742.61.61.599.2kNm24:La的确定：

37

22

河北工程大学土木工程学院毕业设计说明书 2008年 以tan的加权平均值来计算：

tandii1nidi1n8.0/170.47

i则：27.9728/24559 假设： L处的土钉是水平的（近似水平） LaH'cot590.7Hi

Lb1(174.6)0.78.68m;Lb2(177.8)0.76.44mLb3(1711.0)0.74.2m;Lb4(1712.6)0.73.08mLb5(1714.2)0.71.96m;Lb6(1715.8)0.70.84mLb7(1716.4)0.70.42m;Lb8(1716.4)0.70.42m则： 设土钉的直径为150mm，由下式 ll1

FsdN得： d0l1lb1l2lb2l3lb3l4lb4FsdN1.4360.118.6817.6md03.140.15120nFsdN1.4164.46.4411.33md03.140.15100FsdN1.4164.44.29.1md03.140.15100FsdN1.4164.43.087.97md03.140.15100FsdN1.4209.11.966.1md03.140.15150FsdN1.499.30.842.8md03.140.15150

l5lb5l6lb6FN1.499.2l7lb7sd0.422.39md03.140.15150l8lb7FsdN1.499.20.422.39md03.140.15150

由上面的结果可以确定各土钉的长度为：

L118m;L212m;L310m;L47m;L55:整体分析：

其中抗力的确定是由下两个公式取小值： Rd0la 与式 R1.1L87m

d24fykRd0la其中取小值，下面对锚杆进行分析验算：

38

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R14.719.31205256.4R1'1.11017.9400103447.48kN'R24.715.61002637.6R21.1490.9400103216.0kNR34.715.81002731.8R1'1.1490.9400103216.0kNR44.714.01001884R1'1.1490.9400103216.0kNR54.7151503532.5R5'1.1615.3400103270.7kN'R64.7161504239R61.1314.2400103138.2kNR74.7161504239R1.1314.240010138.2kNR84.7161504239R8'1.1314.2400103138.2kN其中R远远大于R’ 所以在计算抗力的时候选择后面的值。 6：土钉的钢筋的确定： 由公式mmFsdN1.12'73

d24fyk1.1Afyk得AFsdNFNAsd

1.1fyk1.1fyk设钢筋的抗拉强度的标准值为fyk400N/mm2：

A1A2FsdN1.2360.1kN2982mm1.1fyk1.1400N/mm2FsdN1.2164.4kN2448.4mm1.1fyk1.1400N/mm2FN1.2164.4kN2A3sd448.4mm1.1fyk1.1400N/mm2A4FsdN1.2164.4kN448.4mm221.1fyk1.1400N/mm22

分别取1根直径为36mm的面积为1017.9mm 1根直径为25mm的面积为490.9mm 1根直径为25mm的面积为490.9mm 1根直径为25mm的面积为490..9mm

22A5A6A7FsdN1.2209.1kN570.3mm221.1fyk1.1400N/mmFsdN1.299.3kN270.5mm221.1fyk1.1400N/mmFsdN1.299.2kN270.5mm221.1fyk1.1400N/mmFsdN1.299.2kN2270.5mm1.1fyk1.1400N/mm2A8

分别取相应的钢筋为：

39

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1根直径为28mm的面积为615.3mm 1根直径为20mm的面积为314.2mm 1根直径为20mm的面积为314.2mm 1根直径为20mm的面积为314.2mm

3.1.4 相应锚杆的确定

用土钉墙的水平压力来设计计算L的值： 1：相应力的计算，由于

2222c0所以选用的公式为：P0PqPm H

P1=P1'+Pq0.55kaHkaq0.550.5318.4170.53120154.7kNP2=P+Pq0.55kaHkaq0.550.2320170.2312070.61kN则可以和土钉墙的一样取：Sv1.6;Sh1.5;15Sv1.6;Sh1.5;15

'21PSvShcos1N1154.71.51.6381.8kNm2

cos151N270.611.51.6174.2kNm2cos15N2：求锚固段的长度：（同上求出）55.7N/m，安全系数为1.5 则：

2Lm1Lm2则锚杆全长为：

381.81.521.8m3.140.1555.7

174.21.510m3.140.1555.7L15mLm126.827mL25mLm21515m3：钢绞线的设计计算：

用75的钢绞线，其极限抗拉强度为：180千牛每束:

n1n2分别取3根，2根。 3.15:混凝土面层设计:

N11.5381.81.53.18Asfptk180N21.5174.21.51.45Asfptk180

由P=31.4根据《基坑土钉墙支护技术规程》，取面层厚度为140mm;砼的取C30;钢筋网取两层直径为6mm，网格为200mm乘200mm的钢筋

40

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3.2 土钉墙的稳定性验算

1 11 7 6 5 4 4 4 4 3 3 3 3 3 3 Hi 4.05 6.44 8.23 9.65 10.81 11.99 12.92 13.75 14.42 15.11 15.68 16.18 16.61 16.98 wi 78.327 124.5496 159.1682 186.631 209.0654 231.8866 249.8728 265.925 278.8828 292.2274 303.2512 312.9212 321.2374 328.3932 Li 4.07 2.59 2.22 1.85 1.48 1.48 1.48 1.48 1.11 1.11 1.11 1.11 1.11 1.11 1523 28.5 37.5 44 49.5 54 58 62 66 69.5 72.5 75.5 78.5 81.5 84.5 2 13.5 22.5 29 34.5 39 43 47 51 54.5 57.5 60.5 63.5 66.5 69.5 i 10 30 32 32 32 30 38 38 38 38 38 19.7 19.7 19.7 Ci 8 0 0 0 0 25 0 0 0 0 0 35 35 35 3.2.1土钉墙的稳定性验算结果1 土钉墙的稳定性验算 结果—1

sin3 0.477159 0.608761 0.694658 0.760406 0.809017 0.848048 0.882948 0.913545 0.936672 0.953717 0.968148 0.979925 0.989016 0.995396 sin2 0.233445 0.382683 0.48481 0.566406 0.62932 0.681998 0.731354 0.777146 0.814116 0.843391 0.870356 0.894934 0.91706 0.936672 cos3 0.878817 0.793353 0.71934 0.649448 0.587785 0.529919 0.469472 0.406737 0.350207 0.300706 0.25038 0.199368 0.147809 0.095846 0.455656 cos2 0.97237 0.92388 0.87462 0.824126 0.777146 0.731354 0.681998 0.62932 0.580703 0.5373 0.492424 0.446198 0.398749 0.350207 tani 0.176327 0.57735 0.624869 0.624869 0.624869 0.57735 0.781286 0.781286 0.781286 0.781286 0.781286 0.358052 0.358052 0.358052 CiLi 32.56 0 0 0 0 37 0 0 0 0 0 38.85 38.85 38.85 186.11

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s(w+qb)costan 1/2(sintan) 51.00624921 195.6649041 228.857784 236.8591998 239.6984899 222.8747272 295.6220464 284.6268132 271.4566217 259.5699855 244.2519926 103.7465006 94.49507294 84.33764677 2813.068034 0.042067982 0.175734287 0.217035363 0.237577191 0.252764962 0.244810398 0.344917132 0.356869968 0.365904259 0.372562673 0.378199918 0.17543192 0.177059474 0.178201719 k0(w+qb)sin K1+Q1 76.39255582 154.4153825 223.3166579 286.5682229 341.6944842 395.9770388 446.3379383 494.868091 535.8155179 573.6539538 607.825503 639.2694953 667.6579847 692.9957765 6136.788603 0.920885094 0.969087628 0.936375163 0.88702524 0.840550215 0.774729663 0.814388694 0.763606611 0.71611164 0.673268472 0.628579922 0.374799855 0.324868885 0.274047471 0.251366946

总的验算结果如下:

CLs(WQb)cositaniii0i1ni1nnik因为

1T[cos()sin(jj)tanik] nijj2i1sk0(iq0bi)sini0i1n 186.11+2813.068034+3894.4-6136.788603=757.6>>0 所以满足基坑稳定性要求。

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3.2.1土钉墙的稳定性验算结果2

1 13 7 6 5 4 4 4 4 3 3 3 3 3 3 Hi 4.43 6.82 8.62 10.08 11.32 12.38 13.31 14.12 14.84 15.47 16.03 16.51 16.94 17.3 wi 85.6762 131.8988 166.7108 194.9472 218.9288 239.4292 257.4154 273.0808 287.0056 299.1898 310.0202 319.3034 327.6196 334.582 Li 4.68 2.52 2.16 1.8 1.44 1.44 1.44 1.44 1.08 1.08 1.08 1.08 1.08 1.08 1523 2 27.5 37.5 31 29.5 28 27 27 27 26.5 25.5 25.5 25.5 25.5 25.5 12.5 22.5 16 14.5 13 12 12 12 11.5 10.5 10.5 10.5 10.5 10.5  10 30 32 32 30 38 38 38 38 38 38 30 19.7 19.7 Ci 8 0 0 0 20 0 0 0 0 0 0 30 35 35

土钉墙稳定性验算—2

sin3 0.461749 0.608761 0.515038 0.492424 0.469472 0.45399 0.45399 0.45399 0.446198 0.430511 0.430511 0.430511 0.430511 0.430511 sin2 0.21644 0.382683 0.275637 0.25038 0.224951 0.207912 0.207912 0.207912 0.199368 0.182236 0.182236 0.182236 0.182236 0.182236 cos3 0.887011 0.793353 0.857167 0.870356 0.882948 0.891007 0.891007 0.891007 0.894934 0.902585 0.902585 0.902585 0.902585 0.902585 cos2 0.976296 0.92388 0.961262 0.968148 0.97437 0.978148 0.978148 0.978148 0.979925 0.983255 0.983255 0.983255 0.983255 0.983255 tani 0.176327 0.57735 0.624869 0.624869 0.57735 0.781286 0.781286 0.781286 0.781286 0.781286 0.781286 0.57735 0.358052 0.358052 CiLi 37.44 0 0 0 28.8 0 0 0 0 0 0 32.4 37.8 37.8 174.24

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s(w+qb)costan 53.10991 201.545 258.3248 285.7984 285.998 412.0205 432.6384 450.596 467.4059 483.0342 495.5142 374.0773 236.3809 240.0576 4676.501 1/2(sintan) 0.040709 0.175734 0.160916 0.15385 0.135525 0.177348 0.177348 0.177348 0.174304 0.168176 0.168176 0.124278 0.077073 0.077073 k0(w+qb)sin 95.48784 206.7726 169.5155 169.1472 163.5399 160.2948 168.3162 175.3025 174.0536 163.8593 168.0928 171.7216 174.9724 177.6939 2338.77

土钉墙的稳定性验算结果如下:

CLs(WQb)cositaniii0i1ni1nnik1T[cos()sin(jj)tanik] nijj2i1sk0(iq0bi)sini0i1n即：4676.501+174.24+5673-2338.778185>>0

因此土钉墙的稳定性满足.

4.降水设计

由《工程地质勘察报告》所提供的工程水文地质条件，粉质粘土为不透水层是29.5m以下的，即H=13m，本工程按无压完整井计算，有效含水深度H0=1.84(S+l)=13m,取H0=H=13m。渗透系数k=10m/d。

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4.1基坑涌水量计算和井点设计:

由《工程地质勘察报告》所提供，位于-19m以下的粉质粘土层为层间潜水隔水层，因此，只需使水位降到-19m及可，本工程降水按无压完整井计算。渗透系数k取20m/d。 4.1.1水力参数的确定：

实际降水深度：S=21.5-16.7=4.8m 抽水影响半径：

R1.95SkH01.954.81013106.7m

基坑等效半径为：

r04.1.2水力计算：

基坑涌水量：

A32073101m 3.14Q1.366k2H0SSlgRr0lgr0 2135.84.831.366104230m/d106.7lg11014.2井点布置

表--11

序号 1 2 3 地下水类型 上层滞水 层间潜水 承压水（测压水头） 地下水稳定水位 水位埋深（m） 1.40～5.00 15.00～18.40 21.50～24.50 水位标高（m） 37.44～40.85 24.84～25.75 18.96～20.13 2004年3月中旬～下旬 量测时间

每根井点出水量，用4.0型圆心式喷射井点，查《建筑基坑支护技术规程》〔JGJ120-99〕中：

3q230.4m/d 取

确定井点数： n1.1Q4230.71.120.19取整=21 q230.4考虑到上层滞水排到层间潜水中一同排除，取n=24 基坑总长约为754m，所以基坑间距为：d=754/24=31.4m.

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管井埋深：采取一阔口井管进行基坑内排水，则

h=20+0.5+3.2+2=25.7m

5.经济技术指标

5.1工程量计算

在本基坑的土钉墙加锚杆的支护长度为30m,其中的铁出口的长度为22.7m,土钉墙支护高度17.3m8排土钉，间距为1.6m，土钉每竖排总长75m，直径为150mm.,由上可得到总的 土钉长度为:

301.5=20 2075=1500m

其相应的锚杆的数量为：220=40

该基坑长213m，宽164m。其总的周长为705m根据计算可得每排土钉的根数为20根，总根数为43151260根。土钉所用的钢筋为HRB335级，d=25mm，面层钢筋为HRB235级，d=12mm。钢筋的总用量为：

m15003.8520(2715)0.774

300.21740.8886175.9kg则为6.176吨

桩的直径为d=800mm，总共有421根桩，间距为1.6米，所用的 钢筋为HRB335级，其纵筋为:d=28mm,有12根纵筋。箍筋为:d=12mm,其每根得箍筋长:

L27.50.25(0.40.035)46

钢筋的总重量为：m421(0.888464.831227.5)658943kg 为：659吨 混凝土的 用量为：V=0.427.5421=5816.5m

锚杆的 直径为0.16米，间距为1.5米，每一竖排位3根，其长度L=22+22+23=67m。锚杆所用的钢筋重量为：

23m450(237223222)0.77494389kg 即为94.4吨

钢筋的 总用量为：M6.17665994.4759.57t 5.2查定额

经查得，钢筋得 价格为5500元/吨，土钉墙人工掏孔费为10元/米，锚杆机械成孔费14元/米。护坡桩机械成孔费为100元/米，混凝土每立方米的价格为400元。

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河北工程大学土木工程学院毕业设计说明书 2008年 5.3价格计算 表--12

掏孔费 混凝土的费用 桩成孔费用 钢筋的费用 总计 15000.001+26956.60.0014=39.23 5816.50.04=232.7 73127.50.01=201.03 759.570.55=417.76 890.7万

6 基坑监测与监测布置

6.1观测对象及基准点的布设

对基坑坡顶进行水平位移观测，对周边管线及场地内北侧建筑物及进行沉降观测。 基准点是变形观测的起始数据基本点，要求埋设于车辆行人少，通行方便，宜保护之处。根据现场条件，初步拟在离场区20－30m处埋设3个基准点。

6.2 观测点的布设

拟在基坑四周土钉墙坡顶和桩顶连梁上每隔15-20米布设一个位移观测点，在管线上方15-20m间距设沉降观测点。

6.3执行的标准和规范

⑴ 工程测量规范 GB50026-93

⑵ 国家一、二等水准测量规范 GB12897-91 ⑶ 建筑变形测量规程 JGJ/T8-97

6.4观测精度的要求警戒值

根据本工程沉降观测点和规范要求，变形等级定为三等，采用二等水准精度施测，观测周期视工程进度而定，土方开挖之前，初测基准点及观测点三次，土方开挖初期每天一次，初步稳定时2－3天观测一次，实测精度按下表执行。桩顶位移值为77mm.所以当超过时即为警戒线 。

表--13

项 目 单位 允许 偏差 变形中高程中误差 (mm) ±1.0 基辅分划读数的差 (mm) ±0.4 基辅分划所测高差的差 (mm) ±0.6 检测已测 高差较差 (mm) ±0.8√n 往返符合或环线闭合差 (mm) 0.6√n 前后视距差 (m) ≤1.0 任一测站上前后视距差积累 (m) ≤3.0 47

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6.5成果计算与整理

每次观测结束后，应认真检查全部外业观测记录，经严密平差法进行平差计算和处理之后，计算各观测点的位移量，并填写成果表，计算一个观测周期内的位移量，并及时通知有关人员进行分析，做出预报，具体计算过程如下。

⑴ 首先对三个基准点进行闭合检测，假设J1的高程为H基，然后对基准点与沉降观测点进行联测，所取得的数据进行整理，计算闭合差，闭合差符合规范要求时，经严密平差计算出各沉降观测点高程H0，确定为原始值。

⑵ 闭合水准路线的高差闭合差fh等于该路线上各点间高差代数和∑h，即fh=∑h。符合水准路线的高差闭合差fh等于所测各点间高差的代数和∑h减去终点与起点已知高程之差，即fh=∑h-(H终-H起)。往返测水准路线的高差闭合差fh等于往测高差代数和绝对值│∑h往│=│∑h往│-│∑h返│。

⑶ 严密平差计算

将高差闭合差按测站数成正比例反号进行分配，即Vi=fh/(Nni) 式中ni为某测段的测站数

N为水准路线的总测站数 fh为水准路线闭合差

Vi为各观测点所分配的平差数 ⑷ 各沉降观测点的沉降量

△H=H0-Hi 式中H0为观测点高程原始值， Hi为每次计算后的观测点的高程。 ⑸ 基坑边坡位移观测点的水平位移量W=W0-Wi

式中W0为观测点的原始值，Wi为每次观测计算后观测点的数值.

7.结束语

在本次设计中，依据《建筑地基设计规范》对其进行了计算及方案选择，分别选择了土钉墙，多支点排桩的试算，包括土钉墙、锚杆的混合应用，基本符合该地基设计要求。另外在基坑降水中增加选择了基坑内降水方案，来减少井管埋深。总体符合设计及施工要求。

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鸣 谢

光阴似箭，日月如梭，短短的四年转眼即逝。在这美好的四年里，我自认为没有虚度时光，而是身心受益。首先感谢河北工程大学给了我学习的机会；再次感谢土木工程学院，让我学会了勇于拼搏，团结协作的土木精神。感谢指导老师的兢兢业业，一丝不苟。在这里特别感谢 张岳文老师的精心指导,以及吴老师和原老师等的指导，没有他们我们的毕业设计就不会进行的如此顺利，老师们您们辛苦了！

在设计期间，老师多次指导并纠正错误，在此特别感谢。 由于水平有限，错误再所难免，请老师指正。

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参考文献

[1]陈中汗等编著，深基坑工程。北京：机械工业出版社，2003。

[2]叶书鳞、叶观宝编著，地基处理。北京：中国建筑工业出版社，1997。

[3]徐至军、赵锡宏编著，深基坑支护设计理论与技术新发展。北京：机械工业出版社，2002。 [4]刘建航、侯学渊主编，基坑工程手册。北京：中国建筑工业出版社，1997。 [5]莫海鸿、杨小平主编，基础工程。北京，中国建筑工业出版社，2003。

[6]祝龙根、刘利民编著，地基基础测试新技术。北京，机械工业出版社，2003。 [7]张客恭、刘松玉主编，土力学。北京，中国建筑工业出版社，2001。 [8]孙永波、孙新忠主编，基坑降水工程。北京，地震出版社，2000。

[9]重庆大学、同济大学等合编，土木工程施工。北京，中国建筑工业出版社，2003。 [10]东南大学、同济大学等合编，混凝土结构。北京，中国建筑工业出版社，2002。 [11]《建筑地基基础设计规范》（GB5007-2002）。北京，中国建筑工业出版社，2002。 [12]《岩土工程勘察规范》（GB50021-2001）。北京，中国建筑工业出版社，2001。 [13]《建筑基坑支护技术规程》（JGJ120-99）。北京，中国建筑工业出版社，1999。

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附件 1

岩土工程专题报告

姓名 王文波 指导教师 张岳文

拱梁式复合地基与基础工程的设计探讨

[概述]：随着社会经济的不断发展,建筑行业也在不断的向前发展,对高层建筑物的安全,经济 都提出了新的要求,那么地基的处理与基础工程就首当其冲的成为了非常重要的部分.本文就 是在常规的地基处理与基础工程的基础上又提出了拱梁式的复合地基与基础工程的设计。

承台侧桩树根桩承台及桩的分布示意图

一：常规的地基处理与基础工程：

1：现阶段的基础工程的发展

在现在的建筑地基处理与基础工程的设计之中，其中地基处理很大部分是用复合地基，尤其是桩基他的施工方便，建设造价经济成为很多设计单位在地基处理中的首选，而基础工程中相对桩基，有相应的伐板基础，条形基础为最常见的处理方法。

2：拱梁式复合地基与基础工程的设计

拱梁式的复合地基也是在利用桩基础作多个大型承台下的树根桩，而承台则是作为拱梁的反力设备为其提供反力。因此拱梁式复合地基就是把上部荷载通过拱的大跨度支撑传给承台，然后传给地下，其作用机理是由承台的自身的稳定性来承受的设计思路来设计的。

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二：拱梁梁的设计方案

1：适应处理的地基土的类型

①：土体相对均匀的，并在梁下一定深度之内不能有大块比较硬的物体比如时石块，防止在上部结构的重压之下，下部分局部受力改变而发生破坏。

②：能够有足大的阻力，如摩擦力使侧桩不能够有较大的位移。

2：设计桩和承台

①：桩：桩是在承台之下提前做好的构件，是用来与承台直接浇筑在一起的，如果土的摩擦系数打大就可以做成是摩擦性桩，不然就可以做成为端承桩。 一般是二者相互作用，本桩分为：a: 承台下的树根桩；b: 边角承台的侧桩；

②：承台 ：承台为大体积的浇筑混凝土物，必须在施工之中注意分层浇筑来防止水化热的危害，不然会造成水化热过大而使块体裂缝而降低强度。 3：拱梁的设计制作

拱梁碎石垫层承台拱梁和承台示意图

拱与树根桩上部分的承台铰接，两头的强度必须很大，如果可能就用钢板套套起来，以防测向压力过大而把拱的两端破坏，在拱的上部做一定数量的柱子来把 上部的荷载较为均匀的传递给拱，不会由于局部受力过大而破坏；为了增强拱的柔性和均匀变形能力，分别在柱顶处和拱下部作一定厚度的碎石垫层；其中很重要的是拱自身强度与配筋，一般混凝土的强度不小于C20 。

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河北工程大学土木工程学院毕业设计说明书 2008年 三：受力分析

1：承台与树根桩的受力分析 1.1 ：中间承台：

中间承台受力

有上部传下的荷载可以确定q ，F1 的值，“F是来自拱作用力”进而计算出F2 F3 的值，并对树根桩做出相应的设计，其主要是桩长，桩直径及相应的配筋。 1.2 边角承台

边角承台受力

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F4—边缘的侧桩反力

分析：“由力的平衡规律”先得出q’ ,F1’ 进而算出F2’ F3’ F4并且对其作桩的设计，“其中F4的大小又控制承台的位移来决定” 2：拱的受力分析

F1——集中传递的荷载 F2——支座提供的反力 Q1——拱下土体的均布力

由上部建筑总荷载而得到F1 ，由与实验相结合估算出Q1 的值[一般可以忽略] 由 F1 ，q1列平衡方程得出F2 的值。

在计算出所有的荷载后进行剪力，弯矩的计算，最后给出总的拱梁的设计。 四：施工工艺与难点的分析 1：施工工艺

承台基坑的开挖——制作树根桩——作相应的垫层——支模板——作钢筋网与浇筑混凝土——作拱梁上的柱子——在承台柱上作垫层——作找平层再作相应的基础。 2：难点分析

2.1 施工时树根桩的制作有一定的难度，主要是侧桩与树根桩倾斜度很大不宜施工。 2.2 在做拱梁时，其弧形模板与配筋的制作有一定难度。

2.3 对边角承台的位移 ，尤其是侧向位移的控制，不容易把握其尺度。 五：拱梁式地基处理的优缺点

1：优点：不能在拱梁下有大体积的物体如石块下使用，在施工时模板的制作与钢筋的制作没有常规的好制作，因为本设计中很多地方不是方正的结构，很多是由弧度的构件，所以有一定的难度。 2：优点

其一是本设计的优点是拱形的梁加承台树根桩的反力组合成为一个整体，可以通过拱把上部结构的很大部分荷载传给承台，进而传递给地基，其总的工程量小；其二是在拱的端与承台间的连接为铰接，可以克服地基的不均匀沉降；其三材料的有效利用，经济实用。

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附件 2

岩土工程读书报告

姓名 王文波 指导教师 张岳文 对钻孔灌注桩的常见质量事故分析浅谈

关键词：钻孔灌注桩，孔口高程及钻孔深度，钻孔垂直度，塌孔与缩径，桩端持力

摘要：钻孔灌注桩的发展中 ，必定有其事故的发生，本文对钻孔灌注桩常见的 一些事故进行了总结和分析。

1 前言

钻孔灌注桩具有低噪音、小震动、无挤土，对周围环境及邻近建筑物影响小，能穿越各种复杂地层和形成较大的单桩承载力，适应各种地质条件和不同规模建筑物等优点，在桥梁、房屋、水工建筑物等工程中得到广泛应用，已成为一种重要的桩型。随着社会经济发展的需要，钻孔灌注桩的桩长和桩径不断加大，单桩承载力也越来越高，同时，也使单柱单桩的设计成为可能。对于长桩、大桩，其施工难度大，易发生质量事故。而单柱单桩的设计，对桩的质量要求高，发生质量事故后，加固处理难度大，且费用较高。因此，有必要对钻孔灌注桩的常见质量事故加以分析，找出质量事故发生的原因，研究相应对策，尽可能防止质量事故发生。 2 地质勘探资料和设计文件存在的问题

地质勘探主要存在勘探孔间距太大、孔深太浅、土工试验数量不足、土工取样和土工试验不规范、桩周摩阻力和桩端阻力不准等问题。设计文件主要存在对地质勘探资料没有认真消化、桩型选择不当、峻工地面标高不清等问题。因此，在桩基础开始施工前，应针对这些问题对地质勘探资料和设计文件进行认真审查。另外，对桩基础持力层厚度变化较大的场地，应适当加密地质勘探孔，必要时进行补充勘探，防止桩端落在较薄的持力层上而发生桩端冲切破坏。场地有较厚的回填层和软土层时，设计者应认真校核桩基是否存在负摩擦现象。

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河北工程大学土木工程学院毕业设计说明书 2008年 3 孔口高程及钻孔深度的误差 3.1 孔口高程的误差

孔口高程的误差主要有两方面，一是由于地质勘探完成后场地再次回填，计算孔口高程时疏忽引起的误差。二是由于施工场地在施工过程中废渣的堆积，地面不断升高，孔口高程发生变化造成的误差。其对策是认真校核原始水准点和各孔口的绝对高程，每根桩开孔前复测一次桩位孔口高程。

3.2 钻孔深度的误差

有些工程在场地回填平整前就进行工程地质勘探，地面高程较低，当工程地质勘探采用相对高程时，施工应把高程换算一致，避免出现钻孔深度的误差。另外，孔深测量应采用丈量钻杆的方法，取钻头的2/3长度处作为孔底终孔界面，不宜采用测绳测定孔深。钻孔的终孔标准应以桩端进入持力层深度为准，不宜以固定孔深的方式终孔。因此，钻孔到达桩端持力层后应及时取样鉴定，确定钻孔是否进入桩端持力层。 4 孔径误差

孔径误差主要是由于工人疏忽用错其他规格的钻头，或因钻头陈旧，磨损后直径偏小所致。对于桩径800～1200mm的桩，钻头直径比设计桩径小30～50mm是合理的。每根桩开孔时，合同双方的技术人员应验证钻头规格，实行签证手续。 5 钻孔垂直度不符合规范要求

造成钻孔垂直度不符合规范要求的主要原因如下：

（1）、场地平整度和密实度差，钻机安装不平整或钻进过程发生不均匀沉降，导致钻孔偏斜。

（2）、钻杆弯曲、钻杆接头间隙太大，造成钻孔偏斜。 （3）、钻头翼板磨损不一，钻头受力不均，造成钻头偏离方向。

（4）、钻进遇软硬土层交界面或倾斜岩面时，钻压过高使钻头受力不均，造成钻头偏离方向。

控制钻孔垂直度的主要技术措施为： （1）、压实、平整施工场地。

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河北工程大学土木工程学院毕业设计说明书 2008年 （2）、安装钻机时应严格检查钻进的平整度和主动钻杆的垂直度，钻进过程应定时检查主动钻杆的垂直度，发现偏差应立即调整。

（3）、定期检查钻头、钻杆、钻杆接头，发现问题及时维修或更换。

（4）、在软硬土层交界面或倾斜岩面处钻进，应低速低钻压钻进。发现钻孔偏斜，应及时回填粘土，冲平后再低速低钻压钻进。

（5）、在复杂地层钻进，必要时在钻杆上加设扶整器。 6 钻孔塌孔与缩径

钻（冲）孔灌注桩的塌孔与缩径从表面上看是两个相反面，实际上产生的原因却基本相同。主要是地层复杂、钻进进尺过快、护壁泥浆性能差、成孔后放置时间过长没有灌注砼等原因所造成。

钻（冲）孔灌注桩穿过较厚的砂层、砾石层时，成孔速度应控制在2米/小时以内，泥浆性能主要控制其密度为1.3~1.4g/cm3、粘度为20~30s、含砂率≤6％，若孔内自然造浆不能满足以上要求时，可采用加粘土粉、烧碱、木质素的方法，改善泥浆的性能，通过对泥浆的除砂处理，可控制泥浆的密度和含砂率。没有特殊原因，钢筋笼安装后应立即灌注砼。 7 桩端持力层判别错误

持力层判别是钻孔桩成败的关键，现场施工必须给予足够的重视。对于非岩石类持力层，判断比较容易，可根据地质资料的深度，结合现场取样进行综合判定。

对于桩端持力层为强风化岩或中风化岩的桩，判定岩层界面难度较大，可采用以地质资料的深度为基础，结合钻机的受力、主动钻杆的抖动情况和孔口捞样进行综合判定，必要时进行原位取芯验证。

8 孔底沉渣过厚或开灌前孔内泥浆含砂量过大

孔底沉渣过厚除清孔泥浆质量差，清孔无法达到设计要求外，还有测量方法不当造成误判。要准确测量孔底沉渣厚度，首先需准确测量桩的终孔深度，桩的终孔深度应采用丈量钻杆长度的方法测定，取孔内钻杆长度＋钻头长度，钻头长度取至钻尖的2/3处。

在含粗砂、砾砂和卵石的地层钻孔，有条件时应优先采用泵吸反循环清孔。当采用正循环清孔时，前阶段应采用高粘度浓浆清孔，并加大泥浆泵的流量，使砂石粒能顺利地浮出孔口。孔底沉渣厚度符合设计要求后，应把孔内泥浆密度降至1.1~1.2g/cm3。清孔整个过程应专人负责孔口捞渣和测量孔底沉渣厚度，及时对孔内泥浆含砂率和孔底沉渣厚度的变化进行分析，若出现清孔

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河北工程大学土木工程学院毕业设计说明书 2008年 前期孔口泥浆含砂量过低，捞不到粗砂粒，或后期把孔内泥浆密度降低后，孔底沉渣厚度增大较多。则说明前期清孔时泥浆的粘度和稠度偏小，砂粒悬浮在孔内泥浆里，没有真正达到清孔的目的，施工时应特别注意这种情况。 9 水下砼灌注和桩身砼质量问题

砼配制质量关系到砼灌注过程是否顺利和桩身砼质量两大方面，有足够的理由要求我们对它高度重视。要配制出高质量的砼，首先要设计好配合比和做好现场试配工作，采用高标号水泥时，应注意砼的初凝和终凝时间与单桩灌注时间的关系，必要时添加砼缓凝剂。施工现场应严格控制好配合比（特别是水灰比）和搅拌时间。掌握好砼的和易性及砼的坍落度，防止砼在灌注过程发生离析和堵管。

9.1 初灌时埋管深度达不到规范值

我国JGJ 94-94规范规定，灌注导管底端至孔底的距离应为300～500mm，初灌时导管埋深应≥800mm。在计算砼的初灌量时，个别施工单位只计算了1.3m桩长所需的砼量，漏算导管内积存的砼量，初灌量不足造成埋管深度达不到规范值。另一方面，施工单位准备的导管长度规格太少，安装导管时配管困难，有时导管低至孔底的距离偏大，而导管安装人员没有及时把实际距离通知砼灌注班，形成初灌量不足导致埋管深度达不到规范值。

初灌砼量V应根据设计桩径、导管管径、导管安装长度、孔内泥浆密度进行计算，且V≥V0+V1。

V0为1.3m桩长的砼量，V0＝1.2×1.3πD2/4（单位：m3）；1.2－桩的理论充盈系数；D－设计桩径（m）。

V1为初灌时导管内积存的砼量，V1＝(hπd2/4)（ρ＋0.55πd）/2.4 (单位：m3)；h－导管安装长度（m）；d－导管直径（m）；ρ－孔内泥浆密度（t /m3）; 0.55－导管内壁的摩阻力系数；2.4－砼的密度（t /m3）。 9.2 灌注砼时堵管

灌注砼时发生堵管主要由灌注导管破漏、灌注导管底距孔底深度太小、完成二次清孔后灌注砼的准备时间太长、隔水栓不规范、砼配制质量差、灌注过程灌注导管埋深过大等原因引起。 灌注导管在安装前应有专人负责检查，可采用肉眼观察和敲打听声相结合的方法进行检查，检查项目主要有灌注导管是否存在小孔洞和裂缝、灌注导管的接头是否密封、灌注导管的厚度是否合格。必要时采用试拼装压水的方法检查导管是否破漏。灌注导管底部至孔底的距离应为300～500mm，在灌浆设备的初灌量足够的条件下，应尽可能取大值。隔水栓应认真细致制作，其直径和园度应符合使用要求，其长度应≤200mm。

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河北工程大学土木工程学院毕业设计说明书 2008年 完成第二次清孔后，应立即开始灌注砼，若因故推迟灌注砼，应重新进行清孔。否则，可能造成孔内泥浆悬浮的砂粒下沉而使孔底沉渣过厚，并导致隔水栓无法排出导管外而发生堵管事故。

9.3 灌注砼过程钢筋笼上浮

引起灌注砼过程钢筋笼上浮的原因主要有如下三方面：

（1）、砼初凝和终凝时间太短，使孔内砼过早结块，当砼面上升至钢筋笼底时，砼结块托起钢筋笼。

（2）、清孔时孔内泥浆悬浮的砂粒太多，砼灌注过程中砂粒回沉在砼面上，形成较密实的砂层，并随孔内砼逐渐升高，当砂层上升至钢筋笼底部时便托起钢筋笼。 （3）、砼灌注至钢筋笼底部时，灌注速度太快，造成钢筋笼上浮。 若发生钢筋笼上浮，应立即查明原因，采取相应措施，防止事故重复出现。 9.4 桩身砼强度低或砼离析

发生桩身砼强度低或砼离析的主要原因是施工现场砼配合比控制不严、搅拌时间不够和水泥质量差。严格把好进库水泥的质量关，控制好施工现场砼配合比，掌握好搅拌时间和砼的和易性，是防止桩身砼离析和强度偏低的有效措施。 9.5 桩身砼夹渣或断桩

引起桩身砼夹泥或断桩的原因主要有如下四方面：

（1）、初灌砼量不够，造成初灌后埋管深度太小或导管根本就没有入砼内。 （2）、砼灌注过程拔管长度控制不准，导管拔出砼面。

（3）、砼初凝和终凝时间太短，或灌注时间太长，使砼上部结块，造成桩身砼夹渣。 （4）、清孔时孔内泥浆悬浮的砂粒太多，砼灌注过程中砂粒回沉在砼面上，形成沉积砂层，阻碍砼的正常上升，当砼冲破沉积砂层时，部分砂粒及浮渣被包入砼内。严重时可能造成堵管事故，导致砼灌注中断。

导管的埋管深度宜控制在2～6米之间，若灌注顺利，孔口泥浆返出正常，则可适当增大埋管深度，以提高灌注速度，缩短单桩的砼灌注时间。砼灌注过程拔管应有专人负责指挥，并分别

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河北工程大学土木工程学院毕业设计说明书 2008年 采用理论灌入量计算孔内砼面和重锤实测孔内砼面，取两者的低值来控制拔管长度，确保导管的埋管深度≥2米。单桩砼灌注时间宜控制在1.5倍砼初凝时间内。 9.6 桩顶砼不密实或强度达不到设计要求

桩顶砼不密实或强度达不到设计要求，其主要原因是超灌高度不够、砼浮浆太多、孔内砼面测定不准。

对于桩径≤1000mm的桩，超灌高度不小于桩长的4％。对于桩径＞1000mm的桩，超灌高度不小于桩长的5％。对于大体积砼的桩，桩顶10米内的砼应适当调整配合比，增大碎石含量，减少桩顶浮浆。在灌注最后阶段，孔内砼面测定应采用硬杆筒式取样法测定。 10 砼灌注过程因故中断的处理办法

砼灌注过程中断的原因较多，在采取抢救措施后仍无法恢复正常灌注的情况下，可采用如下方法进行处理：

（1）、若刚开灌不久，孔内砼较少，可拔起导管和吊起钢筋笼，重新钻孔至原孔底，安装钢筋笼和清孔后再开始灌注砼。

（2）、迅速拔出导管，清理导管内积存砼和检查导管后，重新安装导管和隔水栓，然后按初灌的方法灌注砼，待隔水栓完全排出导管后，立即将导管插入原砼内，此后便可按正常的灌注方法继续灌注砼。此法的处理过程必须在砼的初凝时间内完成。

（3）、砼灌注过程因故中断后拔除钢筋笼，待已灌砼强度达到C15后，先用同级钻头重新钻孔，并钻除原灌砼的浮浆，再用φ500钻头在桩中心钻进300～500mm深，这样就完成了接口的处理工作，然后便可按新桩的灌注程序灌注砼。 11 结语

引起钻孔灌注桩质量事故的原因较多，各个环节都可能会出现重大质量事故。因此，在桩基工程开工前应做好各项准备工作，认真审查地质勘探资料和设计文件，实行会审和技术交底制度，做好现场试桩工作。施工过程抓好泥浆和砼质量，详细做好各项施工记录，牢牢把好钻孔、清孔和砼灌注等关键工序的质量关，是防止质量事故发生的行之有效的措施。

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