桂林岩溶地基处理技术及展望^[]

岩溶地基中发育的土洞对地基变形的影响^[]~

岩溶地基在勘察时发现土洞，一般都会进行地基处理，如换填、灌浆等。但有些岩溶地区在岩土工程勘察中没有发现土洞，在建筑物建成后，由于地基中有地下水，且地下水位经常波动，地下水(或地表水)产生的潜蚀作用或崩解作用，往往会形成土洞。起初土洞的规模尺寸不大，若不采取有关处理措施，土洞则会继续扩大，产生地基土体变形，继而引起建筑物开裂。例如桂林工学院教四楼墙体开裂，该教学楼始建于1956年，在1992年，该楼东侧一楼联合教室形成一个直径4m的凹塌区，墙体由一楼开始至三楼，裂缝宽2～15mm，该教室只好停止使用进行地基处理，开裂的原因经勘察认为是地基土在地下水的潜蚀作用下形成土洞，土洞周围的土体软化变形而导致地面变形。此外，桂林工学院图书馆的墙体开裂也是由于水的潜蚀作用使地面变形。在岩溶地区，有许多建筑物在建成后，由于地下水或地表水的活动，形成土洞继而产生地面变形而引发建筑物墙体开裂。根据弹塑性理论，推导土洞周围的应力状态及变形分析，可以计算出岩溶地基发育的土洞对地基变形的影响。
4.4.1 一般土层中发育的土洞对地基变形的影响
在岩溶地基中，石灰岩以上的上覆黏性土的状态，由地表从上往下，往往呈硬塑、可塑、软流塑状态，具有较明显的规律性(广西岩溶地基即是如此)。在靠近上部地表的硬塑及可塑黏性土中，其静止侧压力系数K0一般不等于1，现假定土洞发育在该硬塑或可塑黏性土层中，根据弹性理论，土洞周围将产生应力集中，在平面应变状态下，土洞周围土体应力分布问题视作一个双向受压无限板孔的应力分布问题，且原岩土压力p和q不等(p、q为作用在土体上的垂直应力、水平应力)，土洞周边的应力解答同式(3-10)。
现假定：
(1)地基土为各向同性的弹性体；
(2)地基土体变形是柔性连续，不出现空脱现象。例如，桂林漓江一级阶地多元结构地层中发育的土洞，土洞上方往往为柔性连续变形的黏性土、粉砂等。
将式(3-10)代入弹性力学中的物理方程，便可得到各应变分量εr、εθ，将应变分量积分，便可得到土洞周围土体任一点的位移表达式：

岩溶区溶洞及土洞对建筑地基的影响

式中：u为土洞周围土体中任一点的径向位移；v为土洞周围土体中任一点的切向位移；μ为土体的泊松比；E为土体的变形模量。
令r=a，即可求出土洞周边的弹性位移ua和va：

岩溶区溶洞及土洞对建筑地基的影响

若引入侧压系数 ，则上式可写成：

岩溶区溶洞及土洞对建筑地基的影响

应当指出，式(4-22)包括土洞在形成以前，土体在p、q作用下产生的压缩位移u0、v0，因此考虑因潜蚀作用或崩解作用形成的土洞所产生的位移ua′、va′，因此应将u0、v0扣除，即：

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在式(4-20)中，令a=0，(土洞未形成前)，便可得到u0、v0，结合建筑物只考虑垂直方向沉降的特点，这里只考虑径向位移u0：

岩溶区溶洞及土洞对建筑地基的影响

将式(4-24)及式(4-21)代入式(4-23)得到因形成土洞而产生的位移ua′：

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由式(4-25)可知：当θ=90°、270°时，即是土洞顶部和底部所产生的位移，设地基土体的变形是连续传递的，不出现空脱现象，可认为土洞顶底部所产生的位移就是地基土表面所产生的位移。
由于土洞是在建(构)筑物建成后，由地下水(地表水)潜蚀或崩解作用下而形成的，其土洞规模开始时均较小(土洞的半径a较小)，因此，可用土洞中心处的应力状态来代替土洞的原岩应力，即：

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式中：γ为土的重度；h为地面至土洞中心的距离；λ为侧压力系数；p0′为建筑物在土洞中心点处所产生的附加应力。
例如，某建筑物基础用条形基础，基础宽度b为2m，埋深0.8m，在基础底面中心以下4.2m处发育有一半径a=0.20m的土洞，基础底面处附加压力p0=150kPa，地基土为可塑粘土，其重度γ=20kN/m3，压缩模量Es=6MPa，泊松比μ=0.35(侧压力系数λ=0.54)。
将以上参数代入(4-26)式可得 p=127.2kPa，p0′=37.2kPa。当在土洞顶部时，θ=90°(底部θ=270°时，其位移与θ=90°时相同)。代入(4-25)式，可得在建筑物基础荷载作用下，土洞顶、底部的位移ua′=1.05cm。
当无建筑物时，基础底面处附加压力p0=0，即p0′=0，代入(4-26)式可得p=90kPa，并将其他相关参数代入(4-25)式可得其变形ua″=0.74cm。
由式(4-25)可见，地基土洞产生的位移沉降与土洞大小成正比，并与土的泊松比相关；此外，地基附加应力(有建筑物时)对变形的贡献率为 =29.5%，并不十分显著。
4.4.2 软流塑黏性土中发育的土洞对地基变形的影响
在岩溶区，土洞往往发育在基岩以上的软流塑黏性土中，桂林市残、坡积红粘土中的土洞，有70%以上发育在软流塑土层中，当由潜蚀作用或崩解作用所形成的土洞发育在软流塑土层中时，软流塑土层的静止侧压力系数λ≈1-sinφ′≈1(软流塑土层的φ′一般在10°以下)，此时，可近似认为土洞周围的原始应力p、q相等，即p≈q(λ≈1)，并代入(4-25)式即得土洞周边位移沉降公式：

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式(4-27)为土洞为空洞无内压力条件下的变形位移，若土洞位于地下水位以下，则土洞内壁作用有水压力p1=γwh0(γw为水的重度，h0为地下水面至土洞中心点的距离)，可按下述方法求解：
首先将土洞看成是厚壁圆筒，求出土洞作用有地下水压力p1的条件下周围土体的切向应力σθ和径向应力σr的大小，然后利用物理方程求出土洞周围土体的应变量，最后根据几何方程求出土洞周围土体的位移量。具体步骤如下：
(1)求在水压力p1作用下周围土体的切向应力σθ和径向应力σr，根据弹性理论厚壁圆筒原理，σθ、σr分别为

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式中符号同前。
(2)根据物理方程求径向应变εr，对于平面应变问题，其物理方程为

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将(4-28)式代入(4-29)式中的第一式(只考虑径向变形)，得：

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整理得：

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(3)根据几何方程求出有水压力p1作用时，径向变形位移的一般公式：

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由(4-31)式知：
du=εrdr (4-32)
将(4-30)式代入(4-32)式，得：

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两边积分，得：

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令r=a，可得有水压力p1时土洞周边位移ua1为：

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同前述道理，ua1中仍包含土洞未发育前在p压力作用下所产生的位移u0，即：
ua1=u0+uab (4-36)
式中：uab为有地下水p1作用时土洞周边所产生的变形位移。
当土洞未发育时(a=0)，由式(4-24)得土体变形位移公式：

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在r=a处土体的位移，由式(4-37)可得

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将式(4-38)的u0及式(4-35)的ua1代入式(4-36)，可得因发育土洞，而在土洞周边所产生的位移uab为：

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4.4.3 应用举例
某建筑物设采用独立柱基2m×2m，基础埋深1.0m，基础底面的附加压力 p0=120kPa，在基础中心底面以下5.0m处发育有一半径a为25cm的圆形土洞，基础底面以下0～2.0m为可塑粘土，其重度γ=18kN/m3，地下水位位于基础底面以下3.0m，基础底面2.0m以下为软塑粘土，其饱和重度γsat=19kN/m3，泊松比μ=0.40，压缩模量Es=3.0MPa(图4-6)。

图4-6 地基土层分布

Fig.4-6 Distribution of foundation soil
软塑粘土的变形模量

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p=3×18+3×(19-10)+0.072×120=89.6kPa
将E=1400kPa，p=89.6kPa，a=25cm，p1=γwh0=30kPa，代入式(4-39)，得土洞顶部的位移沉降uab=1.49cm。
由于土洞半径a=25cm是在土洞形成后，其洞周边变形后勘察得到的实际数据，变形前的土洞半径应为(a+uab)=26.49cm，其余条件不变，将a=26.49cm代入式(4-39)，得到土洞顶部的较接近实际的位移沉降S1(即uab)为(一次迭代，其结果即可满足要求)：
S1=uab=1.57cm； (有地下水时)
当地下水位降到土洞底部以下一定距离时，此时p1=0，p=3×18+3×19+0.072×120=119.6(kPa)，a=25+1.57=26.57cm，并代入式(4-39)得到地下水位下降到土洞底以下一定距离时，土洞顶部的位移沉降S2为：
S2=uab=3.18cm； (地下水下降时)
地下水位下降所产生整个地基的位移变形(土洞顶部与底部之和)：
ΔS=2(S2-S1)=3.22cm
由上可知，建筑物在建成后，因地下水作用发育有土洞地基产生的附加沉降位2S1(土洞顶、底部之和)，即为3.14cm；当遇久旱未雨气候，地下水位下降到土洞底部以下，地基的变形沉降增大到2S2=6.36cm，因地下水位下降引起的额外沉降达3.22cm。由此可见，地下水位的下降，仅仅是由于存在有土洞，引起土洞应力状态的改变而产生附加的沉降很显著。例如，若采用框架结构，其柱距l为6m，则由于存在土洞地下水位及的下降产生的倾斜达0.0054l，远大于《建筑地基基础设计规范》GBJ50007—2002 第5.3.4条的有关地基变形规定，足以导致某些敏感结构建筑(如框架结构)的开裂。因此，必须对地基中发育的土洞及时进行处理。

在岩溶区，由于自然环境的变化及作用、人类工程活动等，岩溶塌陷也随之产生。在已塌陷的地基上从事工程建设，人们习惯于对于塌陷区采取地基处理措施，如换填、灌浆，基础跨越(或桩基)等。
从地基基础设计的角度来说，地基必须满足强度、变形和稳定性的要求。因此对塌陷地基而言，只要其强度、变形及稳定性满足要求，也就未必一定要采用地基处理措施。岩溶区地基土层塌陷大多是局部性的，其平面范围较小，如桂林市的调查显示：已发生的岩溶塌陷规模，平面范围小于3m的塌陷，占塌陷总数的75%。由于塌陷土层与其周围未塌陷部分的土层差异较大(塌陷土层更松软)，直接用《建筑地基基础设计规范》GB50007—2002中的有关规定来进行地基强度和变形验算，将会产生较大的误差，这是由于在规范中，地基的应力计算是基于弹性理论半无限空间均质地基推导出来的，而局部塌陷地基中的应力计算，并不能用弹性理论来计算。本书在考虑塌陷地基土层存在差异的情况下，运用散体极限平衡条件，提出小范围塌陷土层中应力计算的模型，并对塌陷土层中的应力和变形进行计算或验算。对于少数较大平面范围的塌陷，则仍可根据地基基础设计规范，按常规方法进行应力和变形的验算。
4.5.1 塌陷土层中应力的计算
4.5.1.1 均质塌陷土层中的应力计算
在均质地基中，设有一半径为a已塌陷地基，塌陷部分土层为圆柱体，塌陷体土层重度为γ，若在其上修建建筑物，基础底面处的应力p，如图4-7a。
塌陷圆柱体中的土在基底压力p和自重压力作用下将向下沉陷，它将与圆柱体外围原状土层产生一定的相对位移，那么塌陷圆柱体周壁处将产生剪切力τ，它等于土的抗剪强度τf，其中，τf=σh·tgφ+c。
现研究基础底面以下h深度处，厚度为dh的圆柱体塌陷土层的受力情况，见图4-7b。土层的重量dw=γ·πa2dh，侧壁土压力σh=kσz，根据竖向力的极限平衡条件可得：
γ·πa2dh=πa2·dσz+kσztgφ·2πa·dh+c·2πa·dh (4-40)
式中：σz为塌陷土层中的垂直压力，(kPa)；c、φ为滑塌面处土的内聚力和内摩擦角；可采用滑塌面以外未塌陷土体的重复剪抗剪强度指标c、φ值；k为侧向土压力系数，可近似采用塌陷体外围原状土的主动土压力系数Ka；
化简(4-40)式得：

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图4-7 塌陷土体土压力分析图

Fig.4-7 Analysis of soil pressure in collapsed soil
式(4-41)是一个一阶常微分方程，根据边界条件；h=0，σz=p，解方程(4-41)可得到距基础底面深度为h时的土层垂直压力σz：

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当塌陷体为非圆形，为长条形，例如由地下暗河形成的土洞塌陷，塌陷体在平面上是宽度为2a的长条形，此时可当作平面问题来处理。根据散体极限平衡条件，同理可得平衡方程为：
γ·2adh=2a·dσz+2kσz·tgφ·dh+2c·dh (4-43)
依据边界条件h=0，σz=p解得塌陷为长条形的塌陷土层压力σz：

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4.5.1.2 成层地基塌陷土层中应力的计算
前述所推求的式(4-42)或式(4-44)为均质地基中塌陷土层压力计算公式。若地基为非均质，而是多层地基，土层的厚度分别为h1，h2，…，hi，其土体重复剪抗剪强度指标分别为c1、φ1，c2、φ2，…，ci、φi。
则塌陷体土体中的压力应分层计算，以圆柱形塌陷体为例
(1)在基底下h1范围内：
直接用式(4-42)计算，且当h=h1时，第一层土底部的压力p1底为：

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(2)在第二层土范围内，第二层土厚度为h2，h为第二层土顶面至计算处的距离。
将第一层土底面处的压力p1底(也就是第二层土顶面处的压力)当成超载p再次代入式(4-42)，得到第二层土范围内的压力p2：

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式中：γ2为塌陷圆柱体在第二层土深度范围内的重度；h为第二层土顶面至计算处的距离，其中在第二层底面位置处压力p2底为：

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(3)将每一层土底面处的压力当成下层土的超载p代入(4-42)式，便可得到下一层土的压力计算式。
第i层土塌陷体中的土压力pi为：

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式中：h为第i层土顶面至计算深度处的距离。
4.5.1.3 塌陷区内下卧层强度的验算
若在塌陷土体中，其上部土层相对较好，下部存在较软弱的下卧层，则可根据上述的方法求得软弱下卧土层顶面处的土压力 p，并要满足《建筑地基基础设计规范》GB50007—2002第5.2.7条规定：p≤fa，fa为塌陷土软弱下卧层修正后的地基承载力特征值。
4.5.2 塌陷土层中的沉降计算
地基中的塌陷是局部范围内形成的相对松软土层，在附加应力的作用下，其沉降变形要比周围未塌陷地基土大，且其沉降不能用常规的方法来进行计算，这主要是由于塌陷体中的应力分布传递，并不符合弹性理论的半无限空间体应力传递规律。此时，塌陷土体中在垂直方向上的应力分布，可用文中前述的方法求得。前述求得的竖向压力是土体自重与基底附加应力共同作用的结果。
一般情况下，附加应力是产生沉降的根本原因，对于某一单层土的沉降 (p0为附加应力；Es为压缩模量；h为土层厚度)。
现假定塌陷土体为正常固结土，那么其沉降变形主要是由于基础底面的附加应力所产生的。
通过分析计算，对于多层地基而言，塌陷体中的附加应力p0分布规律为：
(1)在基础底面：p0=p-γd；
在第一层土范围(0～h1)内，在距基础底面h 深度处的附加应力，p01=p0·eM1h；式中， M1=-2k1atgφ1；在底面处(即h=h1)，p01底=p0·eM1h1；而整个第一层土的附加应力平均值p01′为：

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(2)在第二层土范围内，距第二层土顶面深度h处的附加应力为：
p02=p01底·eM2h=p0·eM1h1·eM2h，
式中： ； ；
而整个第二层土范围内(第二层土厚度为h2)，土体附加应力平均值p02′为：

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(3)第i层范围内：距i层土顶面h处，土体的附加应力p0i为：
p0i=p0(i-1)底·eMihi=p0·eM1h1·eM2h2……eMih
第i层范围内附加应力平均值p0i′为

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因此，在求出塌陷体各分层范围内的附加应力平均值后，总沉降S为：

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4.5.3 算例
一级阶地粉质粘土中设有一半径为1.5m 的近圆柱形塌陷体，垂直深度为7.80m，7.80m以下为密实卵石(图4-8)，基础埋深为1.0m。塌陷土体在0～6.8m范围内为可塑新近沉积粉质粘土，γ=18kN/m3，Es=3.5MPa，承载力标准值 fk=125kPa；在6.8～7.8m范围内则为软流塑新近沉积粉质粘土，其饱和重度γsat=17.5kN/m3，压缩模量Es=2.0MPa，承载力标准值fk=50kPa。基底压力p=130kPa(附加应力p0约112kPa)，地下水位埋深5.20m，在塌陷圆柱形土体以外的地基土为粉质粘土，0～5.2m 为硬塑粉质粘土，5.2～7.8m 为可塑粉质粘土，7.8m以下为密实卵石，各土层物理力学指标见表4-3。

图4-8 塌陷地基土层分布示意图

Fig.4-8 Distribution of soil in collapsed foundation

表4-3 非塌陷地基土层物理力学指标　Table4-3 The physical and mechanical indexes of soil in non-collapsed foundation

4.5.3.1 塌陷体中软弱下卧层的验算
由于在塌陷体6.8m以下为软流塑的新近沉积粉质粘土，它构成软弱下卧层，根据《建筑地基基础设计规范》GB50007—2002中的有关规定，其顶面处的压力应不大于其修正后的软弱下卧层承载力。
软弱下卧层顶面处的压力可按前述方法求得。
(1)考虑到成层地基，先算出基础底面下4.2m塌陷土体的压力p1底，可将以下有关参数代入式(4-45)：
a=1.5m，重复剪指标c1=8kPa，φ1=16°，h1=4.2m，γ=18.5kN/m3，φ=22°，

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得：p1底=84.3(kPa)。
(2)再将算出的4.2m处的压力p1底=84.3kPa，作为超载p代入(4-47)式，可算得基底下5.8m处，即下卧层顶面处的压力。有关参数为：重复剪指标c2=6kPa，φ2=14°，h2=1.60m，γ=8.5kN/m3(地下水位以下取有效重度)，K2=tg2[45-(18/2)]=0.528，其中 φ=18°；得第二层底面处，即也就是软弱层(软流塑土)顶面处压力p2底=64.4(kPa)。
另据《建筑地基基础设计规范》GB50007—2002 第5.2.4条，对软弱下卧层进行深度修正后的承载力fa=143.2(kPa)。
软弱下卧层顶面处压力p2底=64.4(kPa)＜fa=143.2(kPa)；(安全)
4.5.3.2 塌陷土体沉降计算
(1)在基础底面以下0～4.2m 范围塌陷土体的平均附加应力p01′，根据式(4-49)得：
p01′=79.5(kPa)，则其沉降 。
(2)在基底下4.2～5.8m范围塌陷土体的平均附加应力p02′，据式(4-50)得：
p02′=46.9(kPa)，则其沉降 。
(3)在基底下5.8～6.8m范围塌陷土体的平均附加应力p03′，据式(4-51)得：
p03′=21.0(kPa)，则其沉降 。
所以总沉降S=S1+S2+S3=95.4+21.4+10.5=127.3mm
在岩溶地基中，小范围塌陷土体与周围未塌陷土体的物理力学性质相差较大，其自重应力及附加应力向下扩散传递并不符合弹性力学解答，因此，岩溶地基中小范围塌陷土层中的应力和沉降计算不能按常规的方法进行，如《建筑地基基础设计规范》GB50007—2002第5.3中推荐的方法，可利用本文运用散体极限平衡条件推导的应力公式，来计算塌陷土体中的垂向应力和附加应力，同时可用算得的附加应力来进行塌陷土体的沉降及软弱下卧层验算。

桂林市地基土的组成，主要由填土、粘土、粉质粘土、粉土以及漓江阶地形成的砂、砾石、卵石等，而基岩一般为石灰岩。同时桂林也是我国典型的岩溶发育地区，地层中常常发育有溶洞、土洞及岩溶塌陷的现象。由于地基岩土层的复杂多样化，在修筑建筑物时，当不能采用天然地基作为基础的直接持力层时，常常会选取地基处理的措施。

3.1.1　目前常用的地基处理方法

3.1.1.1　换土垫层

桂林市是一座具有两千多年历史的文化名城，市区内许多地方的填土层较厚，如中山中路十字街一带，一般的在1～3 m 左右，有的地方厚达5～6 m。当场地内地下水埋藏较深或无地下水时，对于一般的建筑物，可采用换土垫层的处理办法，将填土层全部或部分挖除，然后分层换填强度较好的砂砾石、碎石等材料，并压（夯）实至要求的密实度，这种方法能提高地基持力层的承载力，减少沉降量，施工简单，较经济，设计计算也方便，是目前桂林市用得较多的一种地基处理方法。

此外，换土垫层还常用来处理埋藏不深的溶洞、土洞或范围不大的岩溶塌陷地基。一般采取直接开挖，清除洞内软土或松散的塌陷土层后，再换上好的土或砂、石等填料并按要求分层进行压（夯）实。

3.1.1.2　灌填（浆）

桂林岩溶区广泛存在有溶洞、土洞或岩溶塌陷，并将影响建筑地基的稳定性，降低地基的承载能力或加大地基的沉降变形。对存在的溶洞、土洞或岩溶塌陷进行灌填（浆），可避免其对建筑地基所造成的不利影响，这种方法在桂林广泛运用，具有较成熟的经验。

对于埋藏较深、洞径大的土洞，在洞体范围的顶部地基基坑面上钻孔，可采用多个钻孔（至少两个以上，以便土洞排气），一般直径为Φ108～146 mm，将砂或砾石灌入洞内，然后灌入水泥浆，或直接灌入混凝土。实践证明该法处理土洞地基切实可行，效果很好。

对于岩溶塌陷的松散地基，则在塌陷体内直接灌水泥浆，水泥浆的水灰比可采用1:1，灌浆压力一般为0.2～0.5 MPa。

对于石灰岩中的溶洞，若是以上部土层作为地基持力层，一般不考虑下伏基岩中溶洞的影响；若选用岩石作为桩基础的地基持力层，通常是将桩基础穿透溶洞并进入下部完整岩石，并以下部完整岩石作为桩端持力层。但也有少数工程采用灌水泥浆或采用高压旋喷注浆处理溶洞。由于桂林的溶洞很多是串珠状的，灌水泥浆时易产生漏浆的现象。

3.1.1.3　水泥土深层搅拌桩

水泥土深层搅拌桩在桂林主要是用来处理素填土、粘性土等软弱地基，该法在20世纪90年代中期用得较多。例如在三里店的某职工住宅楼场地，采用深层搅拌桩处理厚达6 m 的素填土地基，效果良好。该方法具有费用较低、施工噪声小、环境污染较小等优点。又如桂林新洲花园，软弱土层分布较深、较广泛，采用搅拌桩法处理地基，在经济及技术上都是非常适合的。但在处理桂林市老城区的杂填土地基时应慎重，因为杂填土地基中常常分布有大块石、砖头等硬杂质，此时不宜采用深层搅拌桩。

3.1.1.4　碎石桩

碎石桩是以碎石、卵石等粗粒土为填料，在软弱地基中制成的桩体，在桂林市曾经用来处理填土地基，主要是用来处理对地基沉降要求不太高的建筑物地基，也可用来地基补强处理，如桂林新洲花园2^＃楼对部分不合格搅拌桩周围打碎石桩处理，碎石桩桩径Φ200 mm，桩长1.5～2.8 m，每平方米打碎石桩2.5～4.5根，处理后经检验符合设计要求。

3.1.1.5　强夯

该法一般是以80～400 kN重锤（最重可达2000 kN）起吊8～40 m 的高度，令锤自由落下给地基以冲击力和振动，强力夯实地基以提高其强度、降低其压缩性。该法目前还用得不多。在位于桂林市三里店的国际展览中心场地，原为漓江二级阶地，地形起伏较大，东西两侧为山丘，中间分布有水塘，水塘宽22～38 m，长约400 m。根据设计要求，对地势高的地段推土整平，对低洼水塘回填并采用强夯处理，地基强夯后经静力载荷试验检验，地基承载力标准值f_k=206.5kPa，压缩模量E _s=13.35 MPa，加压至300kPa时，累计沉降量为25.2 mm，承载力和沉降均达到了设计要求。

强夯施工时将会对周围环境造成较大的噪声和振动影响，因此不宜在城市的繁华区中使用。

3.1.1.6　基础托换

目前在桂林采用的基础托换技术，大多是用来解决原有建筑物的地基加固、基础加固或改建问题，因此也可称其为补救性托换。

基础托换常常用来处理已有建筑物的开裂问题。例如，桂林理工大学教四楼联合教室的基础突然下塌，一楼的联合教室地面形成一个直径约4 m 的凹陷区、墙体由一楼开裂到三楼，裂缝宽2～15 mm，该教室只好停用。在基础内外两侧各布置一排钻孔桩，桩头嵌入完整灰岩0.3～0.5 m，再在承台梁与原有建筑物基础之间安装预制托板。托板安装完成后再用低压力灌浆的办法将托板与基础连成一体。处理完毕后经沉降观测，显示的沉降量趋近于零，没有新的沉降，非常成功。但该法施工难度较大，工序流程时间较长。

当然，对已有建筑物开裂的处理，采用对松软地基灌浆也是一个办法。从已有调查的桂林市建筑物开裂原因来看，绝大部分是由于地表水及地下水的缘故，地表水下渗或地下水的升降而形成土洞、塌陷，引起地基下沉变形。因此，在岩溶地基处理中，应做好地表水疏流、防渗等工作，而这方面工作往往容易被忽略。

3.1.1.7　梁板跨越或调整柱距

主要是用来处理埋藏较深和直径较小的溶洞、土洞，或范围不大的岩溶塌陷。当土洞或塌陷周边土体的承载力和稳定性较好时，可在洞顶（塌陷体）上部用梁板跨越或调整建筑物框架结构的柱距，对洞体本身不再处理。但在岩溶地区，有时很难查清溶洞、土洞或塌陷的准确分布范围，这就给设计带来一定的困难，到底梁板应跨越多少或柱距应调整多少？目前没有计算公式，设计中还多是凭经验。

3.1.1.8 CFG桩

CFG 桩即水泥（Cement）粉煤灰（Flyash）碎石（Gravel）桩，是水泥、粉煤灰、碎石、石屑加水拌和而形成的一种具有黏结强度的桩。过去在桂林用得很少，由于它比纯碎石桩具有地基强度更高、地基沉降更小的优点，目前已有一些建筑物采用此处理方法。例如，位于桂林市上海路北侧的枫丹丽苑工程，根据CFG 桩原理，通过分析CFG 桩复合地基中桩、土、褥垫层之间的受力变形特点和工程特性，采用高强度素混凝土桩处理复杂地基的方法，处理后经检验的复合地基承载力特征值达到480kPa的设计要求。

3.1.2　常用的地基处理设计方法和质量检验方法

3.1.2.1　常用的地基处理设计方法

目前，在地基处理设计中，对于换土垫层、水泥土深层搅拌桩、碎石桩、CFG 桩、强夯等的设计，一般是按照《建筑地基处理技术规范》（JGJ 79—2002）的有关规定进行，规范中有明确具体的设计技术要求、计算公式等。但对于像灌填（浆）、基础托换、梁板跨越或调整柱距等地基处理的设计，地基处理规范中没有明确的规定，在工程实践中，一般是在设计前通过现场试验确定其适用性和处理效果再进行设计，或者是依据设计人员的经验进行设计并在地基处理完毕后进行处理效果检验。

3.1.2.2　地基处理质量检验

地基处理质量的检验是确保地基能否达到设计要求的重要手段。目前主要采用以下方法进行地基处理质量的检验：

（1）载荷试验：对绝大多数的地基处理来说，最有效的检验办法是进行载荷试验，它能较可靠的得到被处理地基的承载力、变形模量等参数，但载荷试验的成本也相对较高。

（2）野外原位测试：主要是采用标准贯入试验、动力触探试验、轻便触探试验来评价地基处理的效果。如用来评价换土垫层后的地基承载力；检验深层搅拌桩桩体的均匀程度；检验碎石桩桩体和桩间土的质量。

（3）室内土工试验：主要采取处理后的地基土体试样进行室内土工试验，测定其物理力学性质，并进行处理前后地基土的物理力学性质对比，以评价处理效果。

（4）孔隙水压力监测：主要是用来检验强夯处理的效果，如桂林国际展览中心场地就对强夯施工过程中的孔隙水压力进行监测，以检验强夯处理效果。

（5）沉降变形监测：主要是用来检验基础托换的处理效果，或检验灌浆加固开裂建筑物地基的处理效果。例如对桂林工学院教四楼联合教室的基础托换处理后的变形监测，处理后经一段时间的变形监测，地基已稳定，达到处理要求。

3.1.2.3　展望

总体来说，桂林岩溶地区地基处理，已经积累了很多的成功经验，尤其在处理溶洞、土洞或塌陷地基方面，取得了显著的成绩，但在以下方面还可以值得进一步的探讨和完善。

（1）进一步完善地基处理设计理论，改变理论相对落后于实践的局面。例如，在灌填（浆）法中，对灌浆孔的布置、灌浆压力的确定等方面，争取有较成熟的计算及理论依据；在采用梁板跨越或调整柱距措施时，设计跨越梁板的尺寸、柱距调整距离的大小，目前没有相应的计算公式，大多是凭设计人员的水平和经验。进一步探讨和完善这些地基处理设计的理论依据、计算公式具有很重要的现实意义。

（2）尝试探索运用新的地基处理方法。如可尝试采用土性改良法处理松软红粘土地基，即在松软红粘土地基中按一定比例掺入石灰、粉煤灰、矿渣、砂砾石和水泥等无机材料或其混合料，通过碾压或夯实从而改良地基土。土性改良法处理膨胀土地基已经是成熟可行的方法，是否也可借鉴其成功经验用来处理红粘土地基？

在桂林的红粘土地基中，大多呈现上硬下软的分布特征，尤其是靠近基岩附近，常分布有软、流塑粘性土，构成地基的软弱下卧层。有些建筑物场地在局部地段含有软弱下卧层，其强度或变形验算不能满足《建筑地基基础设计规范》（GB 50007—2002）的要求，不得不放弃浅基础方案而采用桩基础，加大了建设成本。此时，能否选用一些即经济又可行的处理方法，如可探讨采用土性改良或电化学加固的办法对局部地段的软弱下卧层进行处理，从而使地基的强度或变形均满足浅基础方案的要求。

（3）施工工艺方面，研究探讨更行之有效的方法。例如在溶洞灌浆中如何有效地避免漏浆，特别是在某些大溶洞、串珠状溶洞地段的堵漏问题。目前国内已有采用袋装粘土及水泥填堵溶洞及防渗堵漏的成功经验。此外，还可多积累用高压旋喷处理溶洞地基的经验。

（4）岩溶地基处理效果检验方面，除目前常用的监测检验方法外，将来可采用多种测试手段方法，如采用旁压试验、十字板剪切试验等来检验地基处理的效果，并建立经验对比关系。

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