第四章松散堆积体隧道系统力学及实验分析.docx

1、第四章松散堆积体隧道系统力学及实验分析一松散堆积体围岩隧道施工稳定分析与监控 二实验分析1 松散堆积体原位直剪试验研究2 松散堆积体喷锚支护的正交实验分析3 松散堆积体灌浆实验分析三力学分析1 松散堆积体中浅埋小净距隧道施工期位移和应力场的 2D 分析2 浅埋段隧道施工过程中围岩变形特征3 预应力锚索格构梁受力分析四边坡方面分析与研究1 松散堆积体工程边坡变形机理分析及支护对策研究2 柔性处治新技术在膨胀土松散堆积体中的应用3 灌浆技术4 堆积体锚索钻孔跟管钻进工艺技术的应用一松散堆积体围岩隧道施工稳定分析与监控 本文结合浙江省桑州岭隧道工程，对隧道的横断面施工状态进行典型断面有限元分析，评价

2、浅埋隧道的合理施工过程与加固措施，对隧道轴线向纵断面的山体稳定问题主要依靠现场监测资料进行稳定性分析评价，所得结论对类似工程有较好的指导意义。 桑州岭公路随道进口段K0+840K1+025位于崩塌堆积层中(长185 m)，山坡地形如图1所示。 该公路隧道在施工过程中有以下的不利特征：(1)隧道围岩结构松散；(2)距洞口轴向仅11.5 m，顶上有新甬临公路经过，属交通主动脉；(3)隧道所处区域雨量充沛，在梅雨季节和台风暴雨季节，降雨强度大、时间长，对山坡崩塌堆积层的稳定有较大的影响。为了保证隧道施工安全，隧道开挖初期主要采取了以下设计和施工措施：(1)采用半断面短台阶开挖方法；(2)加强超前支护

3、和初期支护，隧道K0+840K0+945段钢拱架采用16号工字钢500，初次衬砌采用300 mm厚C25防水钢筋混凝土；K0+945K1+025段采用16号工字钢300，初次衬砌采用400 mm厚C25防水钢筋混凝土；(3)洞口仰坡打设4m长中空注浆锚杆，并进行注浆加固；(4)在K0+840K0+879段地表进行注浆锚杆加固，注浆孔直径为102 mm，梅花型布置。锚杆采用函22钢筋，长度为718 m。 为了检验上述措施的实际加固效果，同时，利用施工监控虽测结果分析围岩变形规律和山体稳定状态，在K0+860断面和K0+930断面设置两个典型的监测断面，监控崩塌体围岩和支护结构在隧道开挖过程中的动

4、态状况。主要测试内容有：围岩侧向变形、地面沉降、深层沉降、洞内拱顶下沉量、围岩和初次衬砌间接触压力及初次衬砌混凝土应变等监测项目，布设位置见图2。其中K0+860为进洞段浅埋断面，K0+930为坡积松散体起始段，图1直接引用工程地质剖面图，实际开挖发现K0+930段隧道上半断面处于坡积、松散体内。为了确保新甬临公路不受本次隧道施工的干扰，在K0+870K0+8 90位置新开挖出一条宽约20 m的道路，路面至隧道顶约12.5 m。路基开挖后在K0+8 90位置形成了一条高约8m的陡坎。在隧道洞口施工推进过程中，K0+890陡坎上方地表(K0+895K0+940)大面积出现宽约25 cm的横问贯穿

5、裂缝。这些裂缝是由于开挖车道引起的局部失稳，抑或是由于隧洞挖掘引发的松散体整体牵引式滑动激发引起的，成为本次工程监测和分析的重点。 如图1所示，山体自然斜坡坡度为5。25。，由第四系覆盖层与强风化基岩组成，隧道附近岩体从地表自上而下分别为： 1层含粘性土碎石：碎石粒径一般为35cm，充填10%30%亚粘土，厚度为1.02.0 m。 2层亚粘土：硬塑，厚层状，含少量粒径为13 mm砾石，厚度为6.210.6 m。 3层砾质亚粘土：硬塑，含较多粒径为14 cm砾石，厚度为3.8:-9.1 m。 4层含碎石亚粘土：硬塑，含少量35 cm碎石，厚度为0.9: -5.8 m。 ；崩积层：主要由强微风化英

6、安玢岩碎块石组成，松散中密，上段块径大，一般为16 m大小的块石，下段块径小，一般为27 cm的碎石，厚度为5.432.5 m，最大厚度达40 m。 3。层凝灰岩强风化层：风化成碎块状，纵波。为1.72.5 km/s，厚度为0.8:-2.5 m，其下3b，3c。分别为中、强风化层凝灰岩。2 K0+860断面理论分析为了预估地表注浆锚杆对崩塌堆积层的加固效果，考察隧道施工时围岩的应力一应变状况的动态发展，本文选取典型断面K0+860进行弹塑性平面应变分析，计算分析采用PLAXIS软件，采用摩尔一库伦屈服准则，隧道计算模型如图3所示。从锚杆的布置可见，设计主要是参考松散围岩体的破坏模式来设计锚杆布

7、局的。根据工程地质报告及同类工程经验，计算模型参数选取见表1，2和3。 图4为 有限元计算的隧道开挖后围岩沉降情况。可以看出，围岩沉降主要发生在初次衬砌之前，达到最终沉降的80%:-90%，二次衬砌后围岩沉降趋于稳定。围岩沉降最大发生在洞顶位置，而不是发生在地表。洞顶的计算沉降为47 mm. 表4为地表锚杆的轴力情况。从表4中可见，设计布置的外侧地表锚杆表现为受压，仅内侧锚杆表现为受拉。因此，今后类似工程地表锚杆分布宜以洞径范围上部布置为宜，尽量发挥钢筋的抗拉深度，而外侧加固宜以注浆为主，以增强松散围岩的抗剪强度。 理论计算表明，隧道初次衬砌所承受的最大环向力为1 290 kN/m，初次衬砌和

8、二次衬砌共同承受的最大环向力为1 400 kN/m，均小于相应材料的设计承载力，因此，理论分析认为，隧道横断面的稳定性是可靠的。3 隧道纵横断面稳定的施工监测3.1山体水平位移和围岩侧向变形 K0+8 60断面围岩沿山坡方向的侧向变形测试成果如图5所示，该处地表高程为76.1 m。K0+860断面沿山坡方向的总侧向变形量较小，在整个隧道开挖期间，地表侧向变形最大值为6.9 mm。图5中侧向变形在埋深-18.0 m处存在一个局部极大值，此值随隧道开挖逐渐增大，从-2.5 mm增大到- 6.5mm，主要原因为埋深-18.0 m左右为崩塌堆积层和基岩分界处，且该处在隧道所在的埋深范围内，故隧道开挖对

9、该部位围岩的侧向变形有直接影响，该部位围岩变形状态较为复杂。K0+860断面虽处在山坡崩塌堆积体内，但变形量和变形速率均较小，说明山体纵坡向整体稳定是可靠的，K0+890徒坎上部的裂缝主要是由于公路开挖引起的局部失稳而形成的。 图6为K0+860断面沿隧道横截面方向侧向变形结果。侧向变形向隧道临空面方向发生偏移，沿隧道横截面方向的侧向变形主要发生在上断面开挖阶段，地表最终侧向变形约17 mm，上断面掌子面和下断面掌子面开挖期间，沿隧道横截面方向的侧向变形发展较快，变形速率最大达45 mm/d，掌子面通过后在隧道围岩徐变的影响下缓慢增大，并趋于稳定值。从图6侧向变形结果可看出，围岩横断面稳定性也

10、是可靠的。3.2围岩与初次衬砌间压力 图7为K0+860断面围岩与韧次衬砌间压力随时间变化图。上断面开挖时，压力的增长速率较快，最大达8.5 kPa/d，掌子面通过后压力增长速率减小；下断面开挖期间，压力增长速率又增大，最大达4 kPa/d，下断面通过后又逐渐减小，缓慢收敛并趋于稳定值。由于隧道处于崩塌堆积层，围岩的徐变影响较大，压力值在隧道开挖270 d才基本稳定。 图8为K0+930断面围岩与初次衬砌间压力随时间变化图。上断面开挖时，压力的增长速率较快，最大达11 kPa/d，掌子面通过后压力增长速率减小；受K0+947断面冒顶塌方的影响，K0+930断面压力值迅速增大，最大增长速率达10

11、2 kPa/d。根据上述监测结果，施工单位采取打设管棚、压注1：0.5水泥水玻璃浆液、在掌子面排水等措施，压力值才逐渐减小降至51 kPa，后在徐变的作用下缓慢增长，下断面开挖时增长速率又有所加快，直至下断面通过后，压力增长速率减小，最后趋于稳定值。4.3初次衬砌混凝土应变 图9为K0+860断面初次衬砌混凝土应变量随耐间变化图。上断面开挖期间，混凝土应变的增长速率较大，最大达122d，掌子面通过后混凝土应变增长速率逐渐减小，直至开挖后270 d，因筑砌隧道洞门需堆放大量块石，混凝土应变量又略有上升，K0+8 60断面初次衬砌最大混凝土应变量为330，稳定值为301，小于混凝土破坏应变量2 0

12、00的警戒值。图10为K0+930断面初次衬砌混凝土应变量随时间变化图，上断面开挖期间，混凝土应变的增长速率增长较大，最大达108d，掌子面通过KO+930断面后混凝土应变增长速率逐渐减小；受KO+947断面冒顶的影响，K0+930断面混凝土应变量迅速增大，增长速率达173 d，混凝土总应变量达531 。经采取应急措施以后，混凝土应变量逐渐减小降至410 ，后在徐变的作用下缓慢增长并趋于稳定。下断面开挖施工重新调整受力状况，而后又恢复稳定。4.4拱顶沉降图11为隧道K0+8 60断面和K0+930断面拱顶沉降随时间变化图。在上断面开挖后初期，拱顶沉降随着时间逐渐增大，增大速率约12.5 mm/

13、d，最大达4 mm/d。K0+947断面产生冒顶后，隧道支护拱顶段围压荷载被卸除，K0+945K0+948区域土体由于塌方冒顶被激活，激活后的土体向隧道洞口滑动，造成K0+860断面和K0+930断面己开挖隧道拱项沉降上抬，上抬速率约5 mm/d。采取应急措施后隧道上抬趋势逐渐停止，后又在围岩徐变的作用下下沉，短期下沉速率最大为2.5 mm/d，说明土体坍塌后经应力调整达到新的受力平衡，又重新获得稳定。在隧道开挖期间，K0+8 60断面拱顶沉降最大值为18 mm，稳定值为6 mm，K0+930断面拱顶沉降的最大值为18 mm，稳定值为15 mm。3.5地表沉降和深层沉降图12为K0+8 60断

14、面地表沉降和深层沉降随时间变化图。K0+8 60断面初次衬砌封闭成环后，沉降量才慢慢收敛。从图12还可以看出，拱顶处沉降大，两侧沉降小，说明上断面开挖对两侧的影响小于拱顶的影响。K0+8 60断面最大地表沉降量为40mm，最大深层沉降量为45.5 mm，深层沉降的位移量大于地表沉降的位移量，这些都与理论分析所得出的规律一致。4 K0+947掌子面埸方预报及处理措施 前文己提及K0+947掌子面塌方现象，本节对该过程的预报作一详细介绍。2000年8月25 -30日，宁波地区受台风影响，普降暴雨，根据图11的拱项沉降结果可以看出，暴雨期间K0+860K0+930断面的拱顶沉降在接近20 d的稳定期

15、后迅速增大，最大日沉降量达5 mm/d，无稳定迹象，而K0+930断面初次衬砌中的混凝土应变也迅速增大，此时K0+947掌子面尚无明显的水流出，但掌子面已明显变得潮湿。监测方认为虽然坡脚处K0+8 60的侧向位移是稳定的f即山坡总体处于稳定状态1，但掌子面的局部稳定存在隐患。施工单位在监测方的建议下于9月2日全部撤离掌子面。2000年9月3日晚，掌子面突然涌水，喷冒出近200 ffl3的含水砂石，所幸施工单位提前撤离，未造成人员和设备的损失。施工方在9月4日迅速运弃塌方砂土，对掌子面进行喷混凝土封闭并注浆加固，注浆后在掌子面底部打设3根4100 mm、长15 m的滤水钢管，以引出松散山体内的蓄

16、水。经过上述处理后，图10中的K0+930断面混凝土应变迅速减小，图11中的拱顶沉降也逐渐稳定。从本次冒顶塌方的预估中可以得到如下认识： (1)地质报告中往往难以捐示松散山体中存在较大蓄水层，但在掌子面推进过程中发现掌子面变得十分潮湿，实际上预示了前方可能有蓄水层。 (2)同类松散砂石类围岩中若掌子面较潮湿，应及时在掌子面底部打设超前引水导管，以探测可能的蓄水层位置并引水。 (3)在崩塌体松散围岩中进行掘进，拱顶沉降监测是预报掌子面稳定简单而有效的方法，而且，拱顶沉降测试也可作为塌方处理效果的检验手段。 (4)塌方后对掌子面进行喷混凝土、注浆封闭加固是防止进一步塌方的有效手段，但蓄水层围岩注浆

17、后应在掌子面底部及时打设引水导管，以减少掌子面上的水压力。5结语 在崩塌体松散围岩中进行隧道掘进，事前的充分理论分析和掘进中周密的监控是必不可少的。本文结合桑州岭隧道的理论分析和施工监测，分析判断了该隧道的整体稳定和局部稳定问题，并成功预报了掌子面塌方的隐患，得到以下几点可供同类工程借鉴的结论： (1)对浅埋隧道地基锚杆加固设计中，应考虑对在洞径范围内的覆盖层进行地表锚杆加固，而洞径范围以外可以以注浆加固提高抗剪强度为目的，以节省工程造价。 (2)隧道横断面稳定问题分析可借鉴较成熟的有限元数值分析进行判断，隧道纵轴向山体稳定问题宜以现场监控进行判断，而监测的敏感点在洞曰附近的山坡脚处。 (3)

18、崩塌松散围岩内往往存在蓄水层，而掌子面较潮湿是蓄水层临近的直观表象。建议采用较长的超前导管探测蓄水层位置及水量。 (4)在崩塌体松散围岩中进行隧洞开挖，掌子面前方拱顶沉降监测是预估掌子面稳定的简单而有效的方法，而且，拱顶沉降监测可以作为塌方处理是否有效的检验手段。二实验分析1 松散堆积体原位直剪试验研究2. 1 􀀁 试验方法由残坡积物组成的松散堆积体, 强度较低, 基于此直剪试验的法向荷载可设计采用堆载形式, 即堆载式加荷直剪法。试验由一组试样构成, 每个试样分别在不同的法向堆载作用下, 施加水平剪力进行剪切, 得到各试样的剪应力- 位移曲线和每组试样的- 􀀁

19、;关系曲线, 据此得出堆积体的抗剪强度参数c、􀀁值, 确定堆积体的剪切强度特性。2. 2 􀀁 试样制备选作本次试验场地的龙蟠堆积体主要由粘土夹块碎石等残坡积物组成, 平均厚度约为10 m, 块碎石主要以粉砂质板岩和灰岩碎屑为主, 块碎石粒径范围在5 40 mm, 其中10 20 mm 居多。在坡南、北两麓选取两个试验点( 试验点1 和试验点2) , 每个试验点制备试样3 个。制备试样时, 先清除表层1 m 左右厚的浮土, 然后四周开挖沟槽, 制成剪切面积为60 cm 􀀁 60 cm, 高为40 cm 的方形试体, 相邻试体间距⣵

20、77;1 m。开挖沟槽过程中用大直径环刀取样以测定土体的天然容重, 同时采取两个试验点的土体用以分析其含石率。试样顶面和四周侧面用粘土整平, 并罩上尺寸一致的柔性钢丝网, 在网上抹上1 cm左右厚含速凝剂的水泥浆, 其硬化后可充当剪力盒, 保持试样在剪切过程中的完整性, 使试样沿底面预定剪切面破坏。2. 3 􀀁 设备安装a. 􀀁 法向加载系统: 预制截面大小为60 cm 􀀁60 cm的压实混凝土板十余块, 作为施加法向压力的堆载, 在试验前编号和称其重量, 并做好记录。同时准备一定数量的编织袋和一堆砂子, 作为法向堆载储备。试验前在试体顶面

21、铺设一薄层细砂, 以备堆加的混凝土板与试体紧密接触。b. 􀀁 剪力加载系统: 选取一侧坑壁作为切向反力底座, 从试体侧面向外依次放置垫( 钢) 板、木枕、卧式液压千斤顶, 底座垫板, 如图1 所示。千斤顶的位置应严格整平, 定位; 然后通过油管将千斤顶和油压泵相连, 并调试剪切加载系统。图2 􀀁 试样LP1- 3 现场试验照片Fig. 2􀀁 A picture of sample LP1- 3c. 􀀁 剪切位移量测系统: 如图1 所示埋设测量表支架, 安装磁性表座和百分表, 调试并记下百分表初始读数。2. 4 И

22、577; 试验程序a. 􀀁 试验点1: 使试样LP1- 1、LP1- 2、LP1- 3分别在不同级的堆载作用下进行剪切试验, 3 个试样间的法向应力差值为20 kPa 左右。以剪切位移3 mm􀀁min左右来控制水平剪力的加载速度, 剪力油压表每5 kPa 左右测记一次油压表和百分表的读数, 须观察记录油压表的峰值读数( 图2 为试样LP1- 3 的现场试验照片) 。b. 􀀁 试验点2: 方法如试验点1。3 􀀁 试验成果整理3. 1 􀀁 直剪试验应力计算法向应力: = ; ( 1)剪切应力: ⣵

23、77;= ( 2)式中􀀁 G 为试样自重( kN) ; N 为法向堆载( kN) ; Q 为水平剪力( kN) ; A 为试样剪切面积( m2 ) 。按上述公式计算, 得如表1 数据结果。3. 2 􀀁 抗剪强度参数确定根据莫尔- 库仑破坏准则, 得试验点1 和试验点2 的法向应力- 剪应力关系曲线, 如图3 所示。由- 􀀁关系曲线, 可以获得两试验点的堆积体的抗剪强度参数, 如表2 所示。结果反映试验点1 试样的内摩擦角比试验点2 要高, 但试验点1 的粘聚力小于试验点2 的试样。3. 3 􀀁 直剪试验中试样的应力- 应变

24、关系根据现场试验记录, 得出了各试样的剪应力- 应变关系曲线( 图4、图5) , 可见松散堆积体所表现的应力应变特点与岩体和土体有很大不同, 详见实验结果分析。4 􀀁 试验结果分析a. 􀀁 试验方法上, 本次采用堆载提供法向压力,避免了如千斤顶等其他加载方式所引起的剪切过程中的法向荷载偏心现象, 而且堆载使直剪过程中法向应力保持恒定。直剪试验试样沿底部预定剪切面剪断, 破坏面平直, 剪切面上的应力计算准确程度较高。试验结果显示堆载式直剪试验是一种获取堆积体的剪切强度的有效方法。b. 􀀁 试验点1 和试验点2 均为粘土夹块碎石, 块碎石岩性与

25、颗粒尺寸大小差别极小, 但含石率相差较大, 两者的重量含石率( 粒径􀀁5 mm) 分别为46% 和25% 。受此影响, 试验点1 和试验点2 抗剪强度参数相差较大, 如表2 所示, 含石率高则内摩擦角大而粘聚力低。c. 􀀁 从两试验点试样的剪应力- 位移曲线可以看出, 剪切过程中试样没有明显的弹性变形阶段, 施加剪力时试体便进入应力强化阶段, 在较小的位移形变下试样即达到峰值强度, 试样沿底部形成贯通且较平整的剪切破坏面。d. 􀀁 试验点1 和试验点2 的试样在达到峰值强度之后的力学性质表现不同。试验点1 峰值强度效应不够明显, 剪应力达最

26、大值后进入塑性屈服阶段,应力值没有明显的降低现象, 这可能是由于含石率高,剪切面上土石颗粒的咬合作用较强, 结构性调整过程较长所致; 试验点2 的试样过峰值强度后则出现明显的应变软化现象, 具有较完整的全应力应变关系, 这是因为试验点2 试样的粘粒含量较高而含石率低。e. 􀀁 因试样水分散失, 无法直接测定试体的含水率, 从现场土体的天然含水性看, 试验点2 的含水率应高于试验点1, 因此含水率也是造成两试验点试样的应力应变关系差异性的原因之一。5 􀀁 结语本文提出运用堆载式直剪法来测试松散堆积体的剪切强度, 并通过野外现场试验验证了测试方法的可行性。因数据

27、的有限性, 只是一定程度上认识了松散堆积体的剪切强度性质。但是, 影响堆积体的剪切强度的因素很多, 例如土石的内在分布性状、块碎石的尺寸效应和磨圆度、胶结程度、含水率和密实度等,还需要通过大量的原位试验来研究这些因素与堆积体剪切强度之间的规律性。2 松散堆积体喷锚支护的正交实验分析2.1 正交实验方案设计 经验表明1，面层并非主要的受力部件，本文只考虑钉长、钉间距和土钉倾角这3 个主交试验表进行正交试验。目前土钉支护体系间距的选取是按工程经验参数确定，并力求使垂直间距与水平间距趋于一致。经验表明土钉间距一般为土钉钻孔直径的612 倍， 孔径一般为1020cm，即土钉间距一般为0.62.4m，本

28、文为了体现土钉试验的准确性，缩小取值范围，取土钉要因素。在实践经验和理论分析的基础上把它们的各水平控制在适当范围内，选用恰当的正的间距分别为1.22.0m。对于土钉长度设计值的确定，主要是依靠经验，一般为开挖深度的0.50.8 倍（为便于比较，这里取上下土钉长度相等）。土钉的设计倾角一般为025，本文取土钉倾角为520。正交试验中每个因素取4 个水平， 因素和水平的变化情况见表1， 按照所选取的3 因素4 水平模型，可以选取正交表L16（）安排试验，只需要进行16 次试验，为完全试验工作量=64 次的1 4。 3 数值模型的建立本文所选取工点为石忠高速路堑边坡高为16m，坡比为1 1，边坡顶宽

29、8m，坡脚前端宽6m，每8m 为一级，平台宽1m。为与现场施工情况一致， 并考虑土体内初始应力场的影响，土体先期在重力作用下完成固结，然后逐步开挖成11 的坡比。开挖完成后，再从上至下进行土钉支护。地下水位取正常情况下的水位，重力加速度为9.8。土钉采用土工格栅注浆体单元模拟，喷射混凝土面层采用板单元模拟，各土层参数见表2，支护结构物理力学参数如下：喷射混凝土面层特性：轴向刚度EA8107， 抗弯刚度EI6105，等效厚度d0.3m，容重w9.8kN m2；注浆体（土钉）特性：轴向刚度EA=1105。4 试验安排及计算结果按照因素顺序上列，水平对号入座的方法，将3个因素依次排列在13 列上，

30、分别用A、B、C 表示，表中最后一列用于记录计算结果。根据正交表L16（43）的要求，用Plaxis 建模，计算模型如图1 所示。共进行了16 次模拟试验， 以安全系数为试验的评价指标，各次试验的计算结果见表3。5 试验结果分析若对16 次计算模型试验直接进行两两比较，则没有可比性，因16 次试验中没有任何试验具有相同的2 个因素，即没有比较的基础。但是把试验数据组合起来就会发现它们之间具有可比性，例如土钉长度（A1）出现在表4 中的14 的4 个试验中，它们的安全系数平均值为A1，同理水平24 的平均值为A2，A3，A4。此时A1条件下的4 次试验中，其余各因素取遍所用的水平，而且各水平的出

31、现次数相同，因而A1具有可比性。 同理A2，A3条件下可依次求出，所以Ai（i=1，2，3，4）之间的差异反映了4 水平之间的差异；同理可以计算出Bi（i=1，2，3，4），Ci（i=1，2，3，4）， 各因素对指标的影响平均值都列于表4 中，A 的极差为Ai（i=1，2，3，4）中最大值与最小值之差，它是评价因素对指标影响大小的重要指标。按表4 中Ai，Bi，Ci的最大值可选取A3B1C1为以路堑边坡土钉支护安全系数为评价指标时的最优参数方案，土钉间距1.2m， 土钉长度12m，土钉倾角5。该方案是进行的16 次试验中未包括的，这也证明正交试验设计所得到的结果是全面的。再从极差来看，极差AC

32、0.03，0.0032，0.1751，可见土钉倾角对计算结果影响最大，是影响安全系数的主要因素，土钉长度次之，土钉间距影响最小。为直观起见，以因素的水平与土钉支护安全系数分别作为横、纵坐标，分别作出因素与指标关系曲线图（略）。 6 结论6.1 本文选取的3 个因素对土钉支护结构安全系数的影响作用依次为：土钉倾角、钉长、间距。由此可初步推断在坡面一定深度范围内，通过调整土钉倾角来增大土钉支护结构的安全系数，比增大钉长或间距将更为有效。6.2 当钉长为812m 时，随着土钉长度的增大，边坡的安全系数也逐渐增大；当钉长超过12m 时，边坡的安全系数随之减小；当钉长为1014m 时，边坡的安全系数达到极大值；这说明在其它因素一定的情况下，钉长为0.60.9 倍坡高时，边坡可以获得较好的稳定性，所以说盲目地增大钉长对边坡加固的效果并不明显。6.3 随着土钉间距的增大，边坡的安全系数随之减小，也就是说土钉布置得越密，边坡就越稳定。但是土钉越密布置在坡体内的土钉数量越多，这样不仅增加了边坡体的自重而且增加了边坡的加固费用。当间距保持在1.52.0m 时，间距的改变对安全系数影响不大，这说明当间距为坡高的0.090.13 倍时，土钉可以达到经济与稳定性的最优化。6.4 随着土钉倾角的增大，边坡的安全系数随之