基坑作用

基坑作用（共5篇）

基坑作用 篇1

摘要：结合土钉支护技术在我国已成为基坑支护主要技术之一, 介绍了土钉支护的运用条件及特点, 论述了该技术的作用机理, 指出土钉支护技术降低了土体发生整体性塌滑破坏的危险性, 提高了整体稳定性, 可进一步推广应用。

关键词：土钉支护技术,作用机理,技术特点

近年来, 随着我国建设事业的飞速发展, 基坑工程呈现出方兴未艾的发展态势。与此相适应地, 深基坑支护技术发展迅速。从悬臂式桩墙结构发展到单 (多) 支点锚杆、内支撑支挡, 从单一的放坡开挖发展到土钉支护和型钢水泥土搅拌墙。

国外土钉支护技术起源于20世纪70年代, 有详细记载的第一个土钉支护工程是1972年法国在凡尔塞附近的一处铁路路堑的边坡支护工程。国内有记载的首例土钉支护工程是1980年山西柳湾煤矿的边坡支护工程。国内首例将土钉支护技术用于基坑工程的是1991年深圳市金安大厦基坑支护。尽管起步较晚, 但发展很快, 喷射混凝土1万m2以上、土钉总长度10万m以上的大规模土钉支护工程已屡见不鲜。

本文在前辈工作的基础上, 对土钉支护技术的作用机理进行粗浅的分析, 旨在为推广土钉支护这一技术做点有意义的工作。

1 土钉支护的适用条件及特点

1.1 土钉支护的适用条件

土钉支护适用于地下水位以上或经人工降水后的人工填土、黏性土、有一定胶结能力和密实度的砂土的基坑支护或边坡加固。

在以下情况下, 不宜采用土钉支护技术:

1) 含水丰富的粉细砂、中细砂层, 含水丰富并且密实度较小的中粗砂、砾砂及卵石层等。2) 淤泥质土、淤泥等软弱土层。3) 膨胀土。4) 强度过低的土, 如新近填土等。5) 对变形要求较为严格的基坑。土钉墙属于轻型支护结构, 土钉、面层的刚度较小, 支护体系变形较大。土钉墙不适合用于对变形要求严格的基坑支护。6) 建筑物地基为灵敏度较高的土层。7) 对用地红线有严格要求的场地。8) 深度太深的基坑。

1.2 土钉支护技术的特点

1) 能合理利用土体的自稳能力, 将土体作为支护结构不可分割的部分, 结构合理。2) 结构轻型, 柔性大, 有良好的抗震性和延性, 破坏前有变形发展过程。3) 密封性好, 完全将土坡表面覆盖, 防止了水土流失及雨水、地下水对边坡的冲刷侵蚀。4) 由于土钉数量多, 即便个别土钉有质量问题或失效对整体影响不大。5) 施工所需场地小, 施工设备及工艺简单, 移动灵活, 支护结构基本不单独占用空间, 能贴近已有建筑物开挖, 施工对周围环境干扰小。这是桩、墙等支护形式难以做到的。6) 土钉墙随土方开挖施工, 分层分段进行, 与土方开挖基本能同步, 不需养护或单独占用施工工期, 故多数情况下施工速度较其他支护结构快。7) 由于孔径小, 与排桩等施工方法相比, 穿透碎石层的能力更强一些, 且施工方便灵活, 开挖面形状不规则、坡面倾斜等情况下施工不受影响。8) 边开挖边支护便于信息化施工。9) 材料用量及工程量较少, 工程造价较低。

2 土钉支护作用机理

土体的抗剪强度较低, 抗拉强度几乎可以忽略, 但土体具有一定的结构整体性。在基坑开挖时, 存在使边坡保持直立的临界高度, 其理论值由下式计算:

$h{}_c=\frac{2c}{\gamma \tan (45°-\text{ϕ}/2)}$。

其中, hc为临界直立开挖深度;c, ϕ, γ分别为土体的粘聚力、内摩擦角和天然重度。

在超过这个深度后, 在地面超载及其他外界因素的影响下, 或由于土体c, ϕ值的降低等原因, 土体将发生突发性整体破坏。通常的支挡结构是以自身结构承受其支挡的土压力, 防止土体的过量变形或整体稳定性破坏。而土钉支护则在土体内设置一定长度和密度的土钉, 与土体协同工作, 形成了以增强边坡稳定能力为主要目的的复合土体, 是一种主动制约机制, 在这个意义上, 也可将土钉加固视为一种土体改良。土钉的抗拉及抗弯剪强度远远高于土体, 故复合土体的整体刚度、抗拉及抗剪强度较原状土均有大幅度的提高。

2.1 土钉支护增强了土体的综合力学性能, 提高了土体的自支承能力

按一定间距和长度设置的土钉, 在空间的组合具有一定的箍束骨架作用。该作用是由土钉本身的刚度和强度以及它在土体内的分布空间所决定的。土钉制约着土体的变形, 使土钉之间能够形成土拱从而使复合土体获得了较大的承载力, 并将复合土体构成一个整体, 从而提高土体的整体刚度和结构整体性。

地层常常有裂隙发育, 在土钉孔洞中进行压力注浆时, 浆液顺着裂隙扩渗, 形成网络状胶结。当采用一次常压注浆时, 宽度1 mm～2 mm的裂隙, 注浆可扩成5 mm的浆脉, 不仅增加了土钉与周围土体的粘结力, 而且直接提高了原位土的强度。资料表明, 一次压力注浆最大可影响到土钉周边4倍直径范围内的土体。对于打入式土钉, 打入过程中土钉位置的原有土体被强制性挤向四周, 使土钉周边一定范围内的土层受到挤压, 密实度提高, 其影响半径约为土钉半径的2倍～4倍。浆脉网一方面提高土体内的法向应力, 另一方面缩小大、小主应力之间的差值, 而前者能提高土体的刚度, 后者提高土体的稳定性。因而, 土钉注浆能提高土体的综合力学指标。

通过往土体中植入土钉, 提高了复合土体的综合力学指标, 土体直立临界开挖深度得到提高, 并通过土钉钢筋灌浆柱体充分发掘岩土体的结构特性, 充分发挥土体的自支承能力。

2.2 土钉与钢筋网喷射混凝土面层共同作用, 提高了支护体系的整体性

土钉支护一般要在坡面设置150 mm～300 mm网格尺寸的钢筋网, 并在钢筋网上喷射50 mm～150 mm的混凝土面层。钢筋网可以使面层的应力分布更均匀, 防止收缩裂缝, 或减少裂缝数量及限制裂缝宽度, 从而改善面层的变形性能。喷射混凝土与土体密贴和粘结, 给土体表面以抗力和剪力, 并利用本身的抗冲切能力阻止局部不稳定土体的坍塌。由于喷射混凝土面层属于柔性结构, 能使土坡在不出现过大变形的前提下, 进入一定程度的塑性, 从而释放部分土压力。同时钢筋网喷射混凝土面层可在一定程度上调整土钉之间的内力, 使各土钉受力趋于均匀, 增强了土钉群的整体性, 使全部土钉共同发挥作用, 提高了支护体系的整体性。

2.3 土钉与土体相互作用, 改善了复合土体的塑性变形和破坏形状

土钉安设初期, 基本不受拉力或承受较小的力。喷射混凝土面层完成后, 对土体的卸载变形有一定的限制作用, 可能会承受较小的压力并将之传递给土钉。随着基坑的分层开挖, 边坡土体产生向坑内位移趋势, 主动土压力一部分通过钉土摩擦作用直接传递给土钉, 一部分作用在面层上, 使面层在与土钉连接处产生应力集中, 对土钉产生拉力。

土钉与土体的相互作用, 体现在钉、土以及表层混凝土界面间摩阻力的作用, 以及土钉受拉、受剪、受弯的综合反映上, 但土钉受拉方面的作用最为显著。由于钉土及表层混凝土三者材性差别极大, 一旦边坡出现塑性变形, 内力自然向着强度和韧性都远大于土体的钉和混凝土转移, 这种转移导致了土钉支护结构的内力重分布, 通过分担及扩散作用, 调动周边更大范围内土体共同受力, 抑制及延缓了剪切破裂面的扩展, 从而大大改善了复合土体的塑性变形和破坏形态, 显著提高了土坡的整体稳定性。

土钉墙试验表明, 荷载作用下土钉墙变形及土钉应力经过4个阶段, 即弹性阶段、塑性阶段、开裂变形阶段和破坏阶段 (见图1) 。由图1可以看出, 直立的土钉墙在坡顶的承载能力比素土边坡提高一倍以上;更为重要的是, 土钉墙在受荷载过程中一般不会发生素土边坡那样突发性的塌滑 (见图2) 。土钉墙延缓了塑性变形发展阶段, 而且明显地呈现出渐进变形与开裂破坏并存且逐步扩展的现象, 即把突发性的“脆性”破坏转变为渐进性的“塑性”破坏, 从而降低了发生整体性塌滑破坏的危险性, 提高了复合土体的整体稳定性。

参考文献

[1]刘国彬, 王卫东.基坑工程手册[M].第2版.北京:中国建筑工业出版社, 2009.

[2]龚晓南, 高有潮.深基坑工程设计施工手册[M].北京:中国建筑工业出版社, 1998.

[3]胡建林.深基坑土钉支护中的几个问题[J].工业建筑, 1999, 4 (49) :20-22.

[4]王朝晖.关于深基坑开挖与支护中若干问题的思考[J].山西建筑, 2008, 34 (6) :149-150.

基坑作用 篇2

开挖问题与岩土工程中其他问题的主要区别在于土方开挖使坑底土体应力处于释放状态,由于卸荷而在坑底土体中产生超静负孔压。另外,挖方通常是分层、分阶段进行的,施工过程和边界条件的改变使问题的研究更加复杂。

在软粘土地基中进行的深开挖工程具有时间效应。开挖期间基坑性状的改变是由开挖卸荷所致,而开挖间歇期内的变化一般是由于土体的固结和蠕变所引起的。本文所要研究的是土体的固结及蠕变对基坑开挖的影响。

1 软土的固结理论

1.1 比奥(Biot)固结理论

无论是单向还是准三维固结理论,都只研究了土体中超静孔压的消散过程,并没有涉及到与位移场的耦合作用。为了能将土骨架变形和孔隙水渗透(或孔压消散)同时考虑,1941年,Biot做了如下假定:

1)土体是均质的,完全饱和;2)土粒和孔隙水为不可压缩介质;3)除渗透性之外,土体是各向同性线弹体,压缩系数恒定;4)土体内孔隙水服从Darcy定律,渗透系数保持恒定;5)土体的变形是微小的;6)不计惯性力和体积力。

基于土体平衡方程、本构方程、几何方程、有效应力原理、Darcy定律、渗流连续方程推导了真正意义上的真三维固结方程:

$\begin{array}{l}d{}_1\frac{\partial {}^{2}u}{\partial x{}^2}+d{}_3(\frac{\partial {}^{2}u}{\partial y{}^2}+\frac{\partial {}^{2}u}{\partial z{}^2})+(d{}_2+d{}_3)(\frac{\partial {}^{2}v}{\partial x\partial y}+\frac{\partial {}^{2}w}{\partial x\partial z})-\frac{\partial p}{\partial x}=0\\ d{}_1\frac{\partial {}^{2}v}{\partial y{}^2}+d{}_3(\frac{\partial {}^{2}v}{\partial x{}^2}+\frac{\partial {}^{2}v}{\partial z{}^2})+(d{}_2+d{}_3)(\frac{\partial {}^{2}u}{\partial y\partial x}+\frac{\partial {}^{2}w}{\partial y\partial z})-\frac{\partial p}{\partial y}=0\\ d{}_1\frac{\partial {}^{2}w}{\partial z{}^2}+d{}_3(\frac{\partial {}^{2}w}{\partial x{}^2}+\frac{\partial {}^{2}w}{\partial y{}^2})+(d{}_2+d{}_3)(\frac{\partial {}^{2}u}{\partial z\partial x}+\frac{\partial {}^{2}v}{\partial z\partial y})-\frac{\partial p}{\partial z}=0\end{array}\}(1)$

$\frac{1}{\gamma {}_w}[k{}_h(\frac{\partial {}^{2}p}{\partial x{}^2}+\frac{\partial {}^{2}p}{\partial y{}^2})+k{}_v\frac{\partial {}^{2}p}{\partial z{}^2}$$=\frac{\partial }{\partial t}(\frac{\partial u}{\partial x}+\frac{\partial v}{\partial y}+\frac{\partial w}{\partial z})$ (2)

方程式(1)和式(2)即为Biot三维静力固结方程,也是有效应力(静力)分析法的控制方程。

Biot是从比较严格的固结机理出发推导的三维固结方程,其准确反映了孔压消散与土骨架变形相互耦合关系。

1.2Biot三维固结问题有限元法求解过程

Biot三维固结有限元方程的推导可分为两步:先对Biot三维固结方程进行空间离散,然后再进行时间离散。现进一步对用有限元法求解三维固结问题的整个过程作一简单描述:

1)空间和时间离散;2)固结有限元方程的整体组装;3)引入边界条件;4)求解线性方程组;5)计算当前节点位移和孔压;6)计算节点应力;7)时段循环。

1.3 比奥(Biot)固结理论的推广

Biot固结理论是针对线弹性土体建立起来的,但也可以推广应用于建立在非线性基础上的粘弹塑性。Biot固结理论中力的平衡方程、体积变化连续性方程,均与土的应力—应变关系无直接联系,故无需作任何变动即可应用于饱和流变土体的固结问题。

Biot粘弹塑性固结理论中力学平衡方程、物理方程、几何方程及体积变化连续性方程分别表示为:

dσij,i′+du,i=dfi (3)

$\text{d}\sigma {}_{ij}´=D{}_{ijkl}[\text{d}\epsilon {}_{ij}-\frac{\nabla t}{1+\theta \eta {}_e\nabla t}\dot{\epsilon }{}_{ij}^{ve}-t\dot{\epsilon }{}_{ij}^{vp}$ (4)

$\text{d}\epsilon {}_{ij}=-\frac{1}{2}(\text{d}w{}_{ij}+\text{d}w{}_{ji})$ (5)

$\dot{w}{}_{i,i}=\frac{1}{\rho {}_{w}g}k{}_{i}u,ii$ (6)

其中,εij为瞬时弹性应变;dσij′为有效应力的偏导;u,i为角标,含义为对平面坐标的依次偏导;fi为体积力;Dijkl为土体本构关系中的应力—应变关系矩阵;θηe为模型参数;$\dot{w}$i,i为位移对坐标偏导再对时间偏导;ρw为水的比重;ki为渗透系数;u,ii为孔压对时间的二阶偏导;$\dot{\epsilon }$${}_{ij}^{ve}$为粘弹性应变速率;$\dot{\epsilon }$${}_{ij}^{vp}$为粘塑性应变速率。

由以上四式,给以初始条件和边界条件,便可进行有限元等数值求解。求解步骤如下:

1)由基本方程(3)～方程(6)解得孔隙水压力、位移增量、应力增量及总应变增量;2)求得粘弹性应变增量dε${}_{ij}^{ve}$,叠加求得累积粘弹性应变ε${}_{ij}^{ve}$;3)求得粘塑性应变增量dε${}_{ij}^{vp}$,叠加求得累积粘塑性应变ε${}_{ij}^{vp}$,粘弹性应变速率$\dot{\epsilon }$${}_{ij}^{ve}$、粘塑性应变速率$\dot{\epsilon }$${}_{ij}^{vp}$;4)对新的时间增量(步长),重复以上步骤,直至固结结束。

2 工程算例

某基坑宽40 m,深10 m,采用地下连续墙支挡,设两道水平支撑,其中心分别位于地表下2.0 m和6.0 m。土体、支撑和地下连续墙的参数如表1,表2所示。假定地下水位线位于地表,并在基坑的远端水的补给充足,土体的水平和竖向渗透系数分别为2e-7 m/s和3.5e-7 m/s。土体采用扩展的D—P蠕变模型,蠕变参数A,n,m分别取为:9.42e-9,1,-0.937 8。土体单元采用耦合的CPE4P单元。围护墙采用实体单元CPE4R,支撑采用杆单元T2D2。边界条件为:计算域左右两侧水平位移均约束,底面水平、竖直方向均约束,以上边界均为不透水边界,每步开挖结束后基坑底面孔压为零。

分步开挖和施工间歇的具体实施步骤如下:

1)施加重力荷载,对模型进行一次静力分析,导出模型应力数据作为输入文件,在初始状态输入文件得到地应力的平衡;

2)第一次开挖至地表下3 m处,设置第一道支撑,时间共5 d,*soil Consolidation分析步;

3)间歇3 d,*soil Consolidation分析步;

4)第二次开挖至地表下8 m处,设置第二道支撑,时间共8 d,*soil Consolidation分析步;

5)间歇4 d,*soil Consolidation分析步;

6)进行第三次开挖至地表下10 m处,时间共4 d,*soil Consolidation分析步;

7)间歇18 d,*soil Consolidation分析步;

8)在开挖过程中,定义弹性模量随温度变化,温度为0,1和2时,土的弹性模量分别为6e3 MPa,2.4e3 MPa和0.96e3 MPa,以达到模拟逐步开挖的过程。

3 有限元分析结果及讨论

3.1 蠕变与固结耦合作用对支撑轴力及墙体水平位移的影响

图1为开挖后基坑支撑轴力随时间的变化情况,表3为不同时间墙体水平位移最大值的变化情况。图2为开挖结束后墙体变形情况。分析图1,图2可以得到以下结论:

1)第一道支撑轴力随时间的增长而减小,可以看到刚开始几天几乎保持不变;2)第二道支撑轴力先减小后增大;14 d后,第一道或第二道支撑轴力变化率趋于稳定;3)考虑耦合作用时,由于负超静孔隙水压力的消散,刚开始墙体水平位移最大值减小,随着时间增加,土体蠕变导致墙体变形变大,这说明到后期土体的蠕变作用占据主导地位。

3.2 分块开挖及施工间歇长短对基坑变形的影响

针对以上的算例,对不同施工参数条件下的基坑开挖进行分析。主要改变开挖方式,使用盆式分块开挖。先分层开挖,每层先开挖中间10 m宽的土体,然后再开挖两侧土体,每层开挖的总时间与整体开挖的时间相同。而施工间歇期研究分为三种情况:

1)把施工间歇期统一延长为10 d;2)保持原施工间歇期不变;3)取消施工间歇期。研究施工间歇期长短对围护结构变形的影响。

图3给出开挖结束后墙体变形情况,图4为开挖结束后墙体的变形图。从中可得出以下结论:

1)坑周土体在开挖过程中的变形与施工参数密切相关;

2)采用分块开挖和采用整体开挖得到不同的结果,采用分块开挖的墙体水平位移比采用整体开挖的小;

3)产生此类现象的原因是:中间的土方被挖除,基坑内侧剩余的土体对墙体的变形起抵抗作用,而开挖的时间不变,所以墙体的变形较整体开挖的小;

4)在一定的条件下采用优化的施工参数和施工工艺对控制地层移动效果比较显著;

5)取消施工间歇期情况下,围护墙体的变形增大。可以认为是土体固结尚未完全发生作用。在合理施工间歇期,由于负的超静孔隙水压力的消散,坑内外水头差的减小,墙体水平位移最大值将逐渐减小。可见保留合理的施工间歇期对保持基坑稳定有利;

6)在增大施工间歇期情况下,围护墙体的变形大幅增加。这说明随着施工间歇期的增加,土体的蠕变占据主导地位;

7)合理的施工间歇期应与土体的渗透系数、开挖土方的大小、开挖时间长短等因素有关。

4 结语

本文简单介绍了比奥(Biot)固结理论及其有限元解法,并对该理论进行了推广,使其可以考虑土体的蠕变效应。基坑的时间效应是土体固结和蠕变共同作用的结果。应用大型有限元软件ABAQUS对工程算例进行有限元分析。分析中考虑了土体固结及蠕变的耦合作用。由工程算例分析可知,在深基坑变形计算中,有必要考虑土体蠕变和固结耦合作用,而且考虑土体蠕变和固结耦合作用后得出的结果更接近于工程实际。

参考文献

[1]吴兴龙,朱碧堂.深基坑开挖坑周土体变形时空效应初探[J].土工基础,1999,3(13):5-7.

[2]孙均.岩土材料流变及其工程应用[M].北京:建筑工业出版社,1999.

[3]高文华,杨林德.软土深基坑围护结构变形的三维有限元分析[J].工程力学,2000,10(2):134-141.

基坑作用 篇3

基坑开挖造成坑周土体常产生较大位移或发生塑性流动,较大的土体侧向位移导致桥梁桩基产生附加弯矩和变形,严重时桩身折断,此时桩基属于被动桩范畴,桩身同时受到竖向载荷和土体侧向压力的双重作用,两桩之间相互作用所表现的“束缚”和“加筋”作用,很难通过理论计算法进行解决。相比较而言,三维快速拉格朗日有限差分法可以很好的解决桩土桩的相互作用问题,有利于进行群桩效应的分析。

2 分析思路

2.1 定义两桩的相互作用系数

采用三维拉格朗日有限差分法来求解桥梁两桩与深基坑施工的相互作用,首先建立基坑施工条件下的两桩相互作用系数,通过两桩相互作用下的7种不同的情况,分析两桩相互作用系数和侧摩阻力分布情况,进而就两桩之间的“加筋”和“束缚”作用进行解释。

本文定义了两桩的相互作用系数α:

其中,Smin为两桩中桩顶沉降较小者;Smax为两桩中桩顶沉降较大者。

2.2 两桩的相互作用分析方案

为了研究基坑施工过程中两桩的相互作用,对以下7种情况进行了对比分析:

1)桩长25m的摩擦桩距离坑壁5m,桩顶有荷载;2)桩长25m的摩擦桩距离坑壁7m,桩顶有荷载;3)桩长都为25m的摩擦桩,一桩距离坑壁5m,另一桩距离坑壁7m并桩顶加荷;4)桩长都为25m的摩擦桩,一桩距离坑壁5m并桩顶加荷,另一桩距离坑壁7m;5)桩长都为25m的摩擦桩,一桩距离坑壁5m,另一桩距离坑壁两桩桩顶同时加荷桩长都为的摩擦桩一桩距离坑壁5m,另一桩距离坑壁10m并桩顶加荷;7)桩长都为25m的摩擦桩,一桩距离坑壁5m,另一桩距离坑壁10m,两桩桩顶同时加荷。

2.3 FLAC 3D渗流分析[2]

FLAC 3D可以进行瞬态渗流计算,在完全流固耦合计算情况下,孔隙水压力的改变会产生力学变形,同时体积应变又会导致孔隙水压力的改变。本文的深基坑三维模型中设置透水边界,在渗流分析中,关于桩土接触面,则在单元上进行初始应力设置时,接触面上的应力会自动考虑孔隙水压力的存在而进行有效应力的初始化。

3 计算模型的建立

本文采用三层土,详细的岩土层物理力学性质如表1所示,此为FLAC 3D岩土计算参数。

在FLAC 3D中实现地下连续墙和内支撑体系。各支护单元FLAC 3D计算参数如表2,表3所示。深基坑开挖支护模型如图1所示,所采用的开挖支护计算工况如表4所示。

4 结果分析

图2为基坑开挖支护后的地表沉降分布图,从最大沉降量出现的位置看,在围护墙后,地表沉降分布曲线呈“抛物线”型,地表最大沉降量为3.3cm,地表沉降主要集中在基坑中部最大临空面后,坑角和基坑短边处的地表沉降较小,基坑中部附近剖面的沉降分布曲线曲率较大,亦即不均匀沉降较大。

Clough等人(1977年)[5]提出,坑周地面沉降量的分布形式取决于地表沉降量的大小,当地表沉降量小时,离开支撑某点处的沉降量最大,图2也验证了这一点。

基坑开挖和桩顶荷载共同作用下两桩的相互作用系数如表5所示。

从表5的相互作用系数来看,在土体卸荷作用和桩顶荷载下,桩与桩之间的相互作用系数呈非线性,并不是单纯的线性叠加。具体分析如下:

1)通过对比B和A,基坑开挖作用下,5m处桩受荷不仅自身产生沉降,7m处桩也产生了0.339cm的附加沉降,并且相互作用系数增大;

2)C对比B,7m处桩受荷,自身沉降明显增大,但对5m处桩的影响很小,附加沉降只增加了0.414cm,两桩相互作用系数也较小很多

3)通过B和C对比D,两桩同时受荷,相互作用系数大于B和C的;

4)E与C比较,由于桩间距的增大,相互之间的影响减小,同样对比F和D,在两桩均受荷情况下,两桩的相互作用系数随桩间距的增大而减小。

通过上述分析得出:

1)在桩顶荷载和基坑开挖共同作用下,两桩相互作用加强,体现了明显的“加筋”效应;

2)一根桩受荷沉降,会带动邻近桩下沉,同时也会受到邻近桩的“束缚”作用,两桩之间的作用是相互的;

3)在桩顶荷载和基坑开挖共同作用下,两桩的相互作用系数随桩间距的增大而减小。

5 结语

本文通过定义深基坑施工过程中两桩之间的相互作用系数,对两桩之间所表现的“加筋”和“束缚”作用进行了解释,得到如下结论:

1)在桩顶荷载和基坑开挖共同作用下,两桩相互作用加强,体现了明显的“加筋”和“束缚”作用;两桩的相互作用随桩间距的增大而减小;两桩相互作用不是简单的线性叠加关系,具有极强的非线性。

2)非受荷桩对受荷桩起到了“束缚”作用,在一定的桩间距下,一根桩的存在会降低深基坑开挖对另一根桩的影响,起到了“加筋”作用。

参考文献

[1]史佩栋.桩基工程[M].北京:人民交通出版社,1995:139-222.

[2]User’s Manual.Fast Lagrangian Analysis of Continua in 3 Di-mensions User’s Guide[M].Itasca Consulting Group,Inc,USA,1997.

[3]李章明.软土地基加固的理论设计与施工[M].北京:中国电力出版社,2006:35-68.

[4]陈育民,徐鼎平.FLAC/FLAC^3D基础与工程实例[M].北京:中国水利水电出版社,2008:208-229.

[5]Clough,G.W,Deny,G.M.Stabilizing bean design for temporarywalls in clay[J].J.Geotech.Engrg.Div.ASCE.P,1977(50):75-90.

[6]杜金龙,杨敏.软土基坑开挖对临近桩基影响的时效分析[J].岩土工程学报,2008,30(7):1038-1043.

[7]曲军彪.高压富水地层深基坑开挖降水及其对周围地表和建筑物沉降影响的研究[D].北京:北京交通大学,2007:30-40.

基坑作用 篇4

关键词：渗流,深基坑开挖,摩阻力,基坑回弹

0引言

随着我国城市化进程的加速,大量的地下建筑物在沿海地区兴建,如城市地铁、地下车库、高层建筑多层地下室、地下商场、地下医院、地下民防工事以及多种地下民用和工业设施等,并由此而产生了大量的深基坑工程,基坑底存在大量工程桩时,在地下水甚至承压水的作用下,深大基坑开挖隆起回弹对桩基的上拔作用越来越显著,尤其是土质条件相对较软弱时,开挖使坑底土产生强烈回弹,桩身全长处于受拉状态,目前国内不但缺乏相应的评估体系与方法,甚至存在桩下部减少配筋量的做法。此外,深大基坑开挖坑底土体隆起回弹与围护结构位移的增大,导致开挖完成后的工程桩承载性状发生变化,引起大面积基桩受拉甚至造成严重的工程事故。

近年来,一些城市和地区的基坑工程施工所引起的桩基问题或事故时有发生。如1977年Burland[1]等在地下车库的修建中注意到了由于18. 5m的开挖, 导致坑底回 弹,桩土上拔13 ~ 16mm的现象。 Iwasaki[2]等 ( 1994) 报道了名古屋市在既有地铁结构下开挖修建地铁隧道,由于基坑开挖导致土体回弹,对桩基产生向上的摩阻力而使桩身上部产生上拔作用。朱火根[3]等报道了上海某基坑最大开挖深度13m,坑底回弹隆起造成30% 的工程桩在钢筋笼底处断裂,受拉破坏。陈孝贤[4]报道了厦门地区某开挖深度为7m的基坑,坑底回弹造成桩基受拉产生断裂,导致25% 的坑底灌注工程桩有明显或严重缺陷。众多学者也从理论研究、实验模拟、数值模拟等方面对基坑开挖进行了研究[5~11]。

本文基于盐城市先锋国际广场地下工程项目, 分别对坑底单桩和群桩进行研究,分析了不同渗流条件下单桩抗拔承载力特性的研究; 对比了群桩效应下中心桩与边桩在渗流作用下引起的桩身轴力、 侧摩阻力的变化规律,并考虑了连续墙对工程桩承载力的影响,进而对工程施工提供参考依据。

1有限元模型及参数

1.1工程实例及土层参数

盐城市先锋国际广场位于盐城市亭湖区先锋岛,三面环水,总建筑面积地上约376400m2,地下约106567. 59m2。该工程三面环水,地下水位较高, 约为地面以下1. 5m,故采用直径为1m、长为35m的钻孔灌注桩,基坑采用明挖法施工,基坑宽度约为30m,开挖深度约为16m。

本文采用HS模型对基坑的开挖进行模拟研究, 结合地质勘察报告选取土层参数 ( 见表1) ,剪切模量采用弹性力学知识得到,第一层土的横向和竖向渗透系数分别为4. 37 ×10- 3m / d、4. 14 × 10- 4m / d, 第二层土的横竖向渗透系数分别为2. 71 × 10- 3m / d、 2. 4 × 10- 4m / d,第三层土的横竖向渗透系数均为2 × 10- 3m / d,杨氏模量取地质勘查报告中压缩模量Es0. 1 ~ 0. 2的3倍。

1.2模型参数

为了真实模拟在渗流作用下深基坑开挖对桩基的影响,模型采用1 ∶ 1的比例,混凝土设计参数为: γ = 20k N/m3,E = 30000MPa,ν = 0. 2。设置地下连续墙和水平支撑作为支护结构,地下连续墙厚1m,墙底埋深 - 40m。地面标高为0. 00m。模型的水平边界上约束水平向方位,底部为全约束。土体模型尺寸采用长150m、宽80m,桩土之间通过定义接触来实现。

1.3工况模拟

为了分析不同工况下开挖对桩基的影响,本文分三种工况进行对比分析,首先不考虑地下水的渗流,分析开挖条件下的桩基受力情况,然后对基坑内部进行降水施工,在此过程中分为一次降水和分次降水。三种方案所用的施工总时间相同,并设置每开挖1m所用的时间为1d。两种降水情况对应的计算工况见表2和表3。

2结果分析

2.1基坑开挖对单桩承载特性的影响

2.1.1桩身轴力

通过有限元计算,分别分析了不考虑降水、一次降水、分次降水对单桩桩身轴力的影响 ( 计算模型见图1) 。在不考虑基坑降水渗流情况下,每层基坑开挖桩身都会出面明显的轴力增加,当开挖到第四层 ( - 16m) 时,桩身最大轴力为135k N/m, 从第二层开始桩身轴力呈 “C”分布 ( 见图2) 。在考虑基坑一次降水时,开挖到第四层时桩身最大轴力达到130k N/m,桩身轴力要比无渗流时的轴力要小,可见渗流条件下可以减小桩身轴力 ( 见图3) 。 当采用分次降水时最大桩身轴力达到127k N/m,这个值和一次降水的最大桩身轴力相差不大 ( 见图4) 。由图2 ~ 图4可知,三者的最大轴力都出现在桩身20m处。

对比无渗流条件和分次降水条件,可以发现, 两者在首层开挖时桩身轴力的变化较为平缓,而一次降水条件下首层和二层的桩身轴力变化趋势不明显,可见在一次降水的过程中,对前期开挖桩身轴力不会出现较大增加。但是分次降水情况下,每一层的开挖都会出现较大的桩身轴力,说明渗流的方式对每层的轴力增加值有较大影响,但对最大桩身轴力影响不大。

2.1.2桩侧摩阻力

基坑开挖导致桩周土体卸载,桩与土界面的有效应力减小,从而引起桩侧摩阻力的变化,如图5所示,定义沿桩身竖直向上的侧摩阻力为正摩阻力,沿桩身竖直向下的侧摩阻力为负摩阻力。在进行单桩无渗流模拟实验时,基坑开挖前期,工程桩在自重作用下发生沉降,工程桩产生轴向压力和正摩阻力,但是随着基坑深度的增加,坑内土体发生卸载回弹,桩身上部的正摩阻力逐渐减小,而桩身下部的土体回弹量较小,桩身的回弹量大于土体回弹量,开始变为负摩阻力,两者的中性面发生在沿桩身16m处。

当基坑渗流采用一次降水时 ( 见图6) ,中性面发生了下移,出现在沿桩身18m处; 采用分次降水时 ( 见图7) ,中性面继续发生下移达到20m。 说明在采用分次降水的措施时,基坑的土体和桩体的回弹受到了抑制,分析比较单桩侧摩阻力的分布图可以看出,在采用考虑渗流时,桩身正摩阻力的最大值要小于无渗流时的正摩阻力最大值。

2.2基坑开挖对群桩承载特性的影响

2. 2. 1 7. 5m间距桩身轴力分析

工程桩一般是共同工作的,所以在基坑开挖渗流过程中要考虑到基坑的群桩效应。本文对渗流条件下基坑的群桩进行模拟,首先将基坑中的工程桩间隔设为7. 5m ( 见图8) 。

当坑底设置三根工程桩,采用一次降水开挖第一层时,1号桩的轴力要大于2号桩的轴力,详见图9 ( a) ,而相对于单桩轴力,两根桩的最大轴力却出现在桩身10m处。随着开挖深度的增加,在第二层时,2号桩的轴力开始大于1号桩的轴力,详见图9 ( b) 、9 ( c) ,并且轴力的差距逐渐增加。 当基坑开挖到第四层时,桩身轴力的最大值都出现在13m处,说明在开挖的过程中,桩身轴力的最大轴力会出现下移的情况,但是最大轴力的位置相对于单桩轴 力最大值 的位置有 所上升,详见图9 ( d) 。开挖到第四层时,1号桩的最大轴力值为86k N / m,2号桩的最大轴力100k N / m,这个值相对于单桩一次降水的第四层最大轴力都有所减小, 可见增加了工程桩的数量会减小单桩桩身的轴力。

改变渗流方式,分析分次降水对群桩的影响, 见图10 ( a) ,在第一层开挖过程中桩身轴力和轴力变化趋势和一次降水得到的图形相同。当开挖到第二层时,见图10 ( b) ,1号桩和2号桩之间也趋于相等,只有细微的差距,在沿桩深度13m之前2号桩的轴力略微大于1号桩,超过13m后1号桩的轴力逐渐大于2号桩,但两者的差距不大。达到第三层时,见图10 ( c) ,分次降水和一次降水的变化趋势又趋于相等,但是轴力最大值略微小于一次降水的轴力最大值。达到底层时,见图10 ( d) ,两根桩的轴力最大值要比一次降水的最大值小。说明增加基坑底部群桩的数量会减小单桩桩身的轴力,并且轴力最大值出现的位置上移。因此,不同的渗流方式对边桩的影响较大,采用分次降水会延缓边桩轴力在开挖过程中的突增,但是这种突增避免不了,开挖到基坑底层时,边桩的轴力要比中桩的轴力大,可见在考虑渗流的情况下,渗流对靠近地下连续墙附近的工程桩作用明显。

2. 2. 2 7. 5m间距桩侧摩阻力分析

在采用7. 5m桩身间距模拟时,进行一次降水开挖第一层,见图11 ( a) ,1号桩便出现了负摩阻力,2号桩在沿桩身深度30m时才出现负摩阻力。随着开挖深度的增加,见图11 ( b) 、11 ( c) 、 11 ( d) ,两根桩的桩身上部都会出现负摩阻力,而桩身下部表现为正摩阻力,可见一次降水时,桩身的回弹量要大于土体的回弹量,导致桩身上部出现较大的负摩阻力,而土体的回弹量随着开挖深度的增加才逐渐大于桩体的回弹量,才会在桩身下部表现为正摩阻力。比较1号和2号两根桩,处于基坑边缘的土体在进行一次降水时,土体的后期回弹量要明显大于基坑中心的土体,从而使得2号桩的正摩阻力要大于1号桩的正摩阻力。

如果采用分次 降水施工,见图12 ( a) 、12 ( b) 、12 ( c) 、12 ( d) ,桩身负摩阻力最大值要小于一次降水的负摩阻力最大值,说明在采用分次降水时,桩体和土体的回弹量有了很大的减小,所以在施工时可以尽量采用分次降水,减小土体沉降与后期回弹量。

2. 2. 3 5m间距桩身轴力分析

为了研究桩间距对桩身轴力的影响,对桩间距进行了调整,把间距改为5m,并且分一次降水和分次降水进 行分析,详见图13、图14和图15所示。

见图14 ( a) 所示,在进行基坑一次降水时, 当开挖到第一层,靠近基坑中心的1号桩和2号桩的轴力和变化趋势相差不大,但是边桩 ( 3号桩) 的轴力却明显小于其它两根桩的轴力,三根桩的轴力最大值出现在沿桩深度8m附近,这比7. 5m间距模型的轴力最大值位置又要浅。当基坑开挖至第二层时边桩的轴力发生突增,表现为从基坑中心向连续墙逐渐增加,桩身轴力的最大值的位置也出现下移,在10m附近,但是在第二层开挖时,见图14 ( b) ,沿桩身深度20m以下三根桩的轴力趋于相等,没有表现出明显的轴力差。在开挖到第三层时,见图14 ( c) ,边桩的轴力逐渐增大,3号桩的轴力与1、2号桩的轴力差也逐渐拉大,达到第四层时 ( 见图14 ( d) ) ,这种差距达到最大。但是在基坑开挖的过程中,靠近基坑中心的两根桩,它们的轴力始终相差不大。相比较7. 5m间距时的桩身轴力,5m间距的工程桩由于数量的增加,每根桩的轴力最大值都有所减小,说明增加工程桩的数量可以减小单桩桩身轴力的最大值,并且最大轴力出现的位置也会向桩顶靠近。

把渗流方式改为分次降水时 ( 见图15) ,从第一层开挖到第四层的过程中,工程桩的轴力值与变化趋势与一次降水的情况相差不大,说明在采用群桩时,降水方式的不同不会明显改变工程桩的轴力变化趋势和大小。渗流对基坑边桩的轴力影响最大,由于群桩共同作用的抑制,一次降水在单桩模拟中出现的大范围沉降和回弹都受到抑制,所以在采取不同的渗流方式时,最终的轴力值不会受到太大影响。

2. 2. 4 5m间距桩侧摩阻力分析

图16是考虑一次降水时桩侧摩阻力沿桩深度分布图,从图可以看出在第一层开挖时,靠近基坑边缘的3号桩桩身侧摩阻力的值逐渐变为正摩阻力, 并沿桩深度增加变为负摩阻力,而1号和2号桩则表现为负摩阻力随桩深度增加变为正摩阻力,但是随着基坑开挖,三根桩的侧摩阻力都是在沿桩深度10m前为负摩阻力,10m以下为正摩阻力,这样的增长趋势和7. 5m的桩间距所给出的侧摩阻力变化趋势图相似,结合7. 5m桩间距的侧摩阻力变化趋势图, 可以发现与中间的工程桩相比,边桩的侧摩阻力值始终处于最大,由负摩阻力变为正摩阻力的幅度最大,但是改变桩间距并没有太大改变侧摩阻力最大值的大小,只是最大值出现的位置向桩顶靠近。

由图17可看出,换成分次降水,中间两根桩的变化趋势较一次降水没有太大改变,而3号边桩的侧摩阻力最大值有所减小,再次说明采用分次降水可以减小基坑的回弹量。

3结论

( 1) 基坑开挖会导致基坑底部产生卸载回弹, 桩身分别承受正摩阻力和负摩阻力,采用降水措施可以减小桩顶的回弹量及土体的回弹量。

( 2) 在考虑群桩降水施工时,采用不同的降水方式对最终的桩身轴力的影响不是很大,但是不同的降水方式对边桩轴力的变化趋势产生较大影响, 主要表现在采用一次降水时,轴力变化过程中会产生突增,采用分次降水可以对这一现象起到延缓作用。

( 3) 桩间距离的大小对桩身轴力有较大影响, 较小的桩间距可以减小桩身轴力值,轴力最大值和侧摩阻力最大值出现的位置也会相应地向桩顶移动,但是缩小距离并不会大幅改变桩侧摩阻力的最大值。

( 4) 降水渗流使地基产生固结沉降,在群桩中边桩的侧摩阻力要大于中间桩的侧摩阻力。在桩身上部,坑底桩的侧摩阻力大小趋于相等,但是在桩身下部,边桩的侧摩阻力值要明显大于其它中间桩,整体呈现出中间小、两边大的形式。

( 5) 在渗流条件下基坑开挖过程中单桩的侧摩阻力表现形式和群桩的侧摩阻力表现形式相反,单桩对土体回弹的抑制作用较小,桩身上部的土体回弹量要大于桩体本身的回弹量,因此上部出现正摩阻力,下部出现负摩阻力; 群桩对土体回弹起到较大抑制作用,在桩身上部桩身的回弹量要大于土体,表现为负摩阻力,在桩身下部,土体的回弹不可避免,逐渐大于桩体本身的回弹,才逐步转变为正摩阻力。

基坑作用 篇5

近几年来, 许多研究者在分析渗流稳定问题时, 引入了渗流场与应力场的关系, 即渗流-应力耦合关系, 并在岩土工程的各个领域取得了一定的成果和进展, 渗流-应力耦合问题已成了研究的热点问题。谢兼量[1]进行了渗流应力耦合条件下的海堤边坡稳定性研究;贾善坡等[2]进行了泥岩隧道施工过程中, 渗流场与应力场完全耦合的损伤模型研究;张巍等[3]对大型地下洞室群围岩进行了应力-损伤-渗流的耦合分析;张媛媛[4], 苗丽等, 周建国等[6]在土坝的渗流场与应力场的耦合应用方面的研究获得了一些进展;王强等[7], 杨永恒[8], 郭娟[9], 周舒威等[10]基于渗流-应力耦合对尾矿坝的稳定性进行了研究;李筱艳[11]、纪佑军等[12]采用渗流-应力耦合分析, 求解基坑的渗流场以及位移场。

本文结合苏州工业园区星海街站南北两侧公共地块地下车库项目, 利用ABAQU S有限元软件进行了基坑工程在渗流-应力耦合作用下的变形分析, 可为基坑工程的设计和施工提供参考。

1工程概况和地质条件

星海街站南北两侧公共地块地下车库场地, 位于苏州工业园区星海街及其以西、苏华路南北两侧的公共地块内。项目主要包括绿地、下沉式广场、地下两、三层停车场及局部商业、预留地下通道, 部分地面建 (构) 筑物。地下车库北基坑北侧5 m为苏雅路, 东侧基坑边线位于星海街慢车道上, 距离建园大厦4~7 m, 南侧基坑边线位于苏华路慢车道上, 西侧较为空旷, 现为绿化草坪。南基坑北侧基坑边线位于苏华路慢车道上, 东侧基坑边线位于星海街慢车道上, 距离星海大厦3~7 m, 南侧基坑边线以南7 m有一近东西走向河道 (相门塘) , C25孔以南现为在建工地, 西侧较为空旷, 为绿化草坪。地下室结构采用现浇钢筋混凝土框架体系, 地下室结构底板 (无论地下两层或三层) 均处于同一标高, 地下室结构顶板上部覆土 (至自然地面) 地下三层处约1.3 m, 地下两层处约3.0 m, 基坑深度为自然地面以下约14.5 m。

场地地貌单元属长江三角洲太湖流域冲湖积平原区, 地貌形态单一。拟建场地66.30 m以浅各土层由第四系全新统~中更新统 (Q4~Q2) 冲湖积相沉积物组成, 呈水平层状分布, 土的物理力学性质如表1所示。

地表水主要为场地南侧河道内河水, 河水面标高1.34 m, 水深2~3 m, 河底淤泥厚0.5~1.0 m。潜水主要赋存于 (1) 1杂填土、 (1) 2素填土层中, 勘察期间, 测得其初见水位标高1.6 m左右, 稳定水位标高1.24~1.45 m。微承压水主要赋存于 (4) a粉质粘土、 (4) 粉土层中, 最大涌水量为38.304 m3/d, 渗透系数平均值为4.1 8×10-4 cm/s, 属“弱透水”级。勘察期间实测微承压水头标高在1.16 m, 随季节变化地下水位有升降, 年变幅0.80 m左右。承压水主要赋存于 (7) 粉砂、 (9) 粉土层中, 水头埋深在地面以下2.32 m, 承压水头标高0.16 m左右。

3有限元分析

3.1模型尺寸与计算参数

本工程取北侧基坑东西向AA-B1B1二维断面进行分析, 基坑宽为120 m, 基坑开挖深度为13.5 m, 开挖至1.5 m和7.2 m深度时设置支撑。由于基坑轴对称性比较好, 取一半进行模拟。土体模型大小为261.3 m×70 m (1/2宽度高度) , 墙体按照等刚度原则将支护桩和止水桩换算成厚为1.3 m的地下连续墙, 墙身高度以大部分桩长为依据定为24.8 m。土体采用减缩积分的四节点平面应变孔压单元CPE4PR, 围护墙采用减缩积分的四节点平面应变单元CPE4R, 如图1所示。支撑的作用主要是限制土体向基坑内部位移, 这里采用施加位移约束的条件来实现, 即假设支撑是刚性。

对于地基土层, 采用Mohr-Coulomb模型, 模型中各材料参数如1所示。围护墙, 重度取为25 kN/m3, 弹性模量取为10 GPa, 泊松比取为0.2。

2.2边界条件

模型左边界为轴对称边界条件, 右边设置水平方向位移约束, 底部边界设置水平、竖直方向位移约束。模型右边界假定孔隙水压力不发生变化为定水头边界, 即水源源不断地补充, 模型底部为不透水边界, 模型左边界孔隙水压力随着降水水头的变化而变化。

2.3有限元模拟的实施步骤

(1) 建立整个场地土体及支护结构 (地下连续墙) 有限元模型。

(2) 设置初始有效应力, 孔隙比及孔静水压力, 施加重力荷载, 平衡初始应力场, 由于桩与土弹模和密度相差太大, 第一步平衡时, 将桩的模量、密度设置跟土相近。

(3) 二次平衡地应力, 此步将桩的模量设置成实际值, 二次地应力平衡后, 位移量级控制在10-4~10-5m量级。

(4) 施加桩剩余部分的重力荷载。

(5) 逐层降水并“杀死”各层的土体单元, 模拟基坑降水和基坑开挖。

(6) 限制支撑与墙体相交处的节点位移, 模拟支撑作用。

(7) 开挖一层土之后都有一个施工间歇过程, 使超静孔隙水压力得以消散。

(8) 重复步骤 (5) ~ (7) 直至开挖到基底。

此基坑工程的分析共分成11步, 其中初始应力场平衡为第一步, 基坑开挖分三次完成, 前两次开挖完成以后分别加第一道、第二道支撑。根据工程实际情况, 开挖一层20天, 完成一道支撑时间为5天, 间歇期为5天。

3计算结果与分析

3.1降水开挖引起的基坑变形

地下水渗流作用贯穿于基坑工程整个施工过程中, 无论是降水阶段, 还是开挖加撑阶段。而基坑的变形主要就是桩体的变形、桩后地面沉降和基坑底部隆起。图2为二维基坑模型降水开挖过程中的土体沉降变形图。可以发现: (1) 随着开挖过程的不断进行, 桩后地面的沉降量和基坑底部的隆起量都在不断增加。 (2) 在考虑渗流作用的情况下, 基坑在开挖间歇期的沉降变形值均比同期开挖结束后的沉降变形值要小, 而基坑隆起量却比同期开挖结束后的隆起量要大, 但两者的变化量不大。

3.2支护结构水平位移

图3为不同开挖阶段围护墙的水平位移变化曲线, 每步开挖和间歇期的趋势一致, 最大水平位移发生的位置随着开挖深度的增大而逐渐下移, 与各步开挖面基本保持一致, 最终在基坑底面处达到最大。从图中还可以看出: (1) 随着开挖深度的增加, 墙身下部的位移随之增大, 而顶部位移有减小的趋势, 其最大位移发生在第三次开挖结束之后。 (2) 在每步开挖间歇结束时围护墙的水平位移均有所减小, 这是由于超静孔隙水压力的消散和渗流造成坑外水压力的减小, 使得墙体的位移有所回落, 有利于基坑的稳定性。

3.3基坑底隆起变形

由于在基坑开挖过程中, 土体开挖卸载, 基坑土体会产生回弹, 从而引起基坑底产生隆起变形。图4为基坑降水开挖过程中基坑底的隆起变形量, 可以看出, 基坑隆起量在基坑中轴线处最大, 第一层开挖结束, 最大隆起量达到2 cm, 随着开挖的进行, 隆起量愈大, 全部开挖结束, 变形量为2.3 cm。无论是哪一层开挖, 基坑隆起量随着隔基坑中轴线的距离增加, 隆起量逐渐减小。

3.4孔隙水压力变化

基坑降水开挖引起的渗流场总静孔隙水压力如图5所示, a为地应力平衡时的初始孔隙水压力分布图, 此时孔压不存在超静孔压, 孔压分布和重力场平衡, 所以不发生渗流;b~d为每步开挖结束时和开挖间歇期结束时土体中的总静孔压的分布图, 由于降水开挖后基坑内外产生水头差变化, 开挖卸载也同时在土中产生负的超静孔隙水压力, 土中水在重力势 (水头差) 和压力势 (超静孔压) 的共同作用下发生渗流。等势线从入水边界到出水边界逐渐变密集, 在围护墙底部附近分布最密, 随着开挖的进行, 围护墙周围的等势线也是越来越密, 水力梯度也就越来越大, 故此时地下水的流速也就越大。

3.5地面沉降

图6是支护墙外地面沉降的变化曲线, 可以看出, 三层基坑开挖引起的地面沉降, 从整个变形趋势来看, 它们的形状都是一个类似于向下凹的盆地形状, 最大沉降量并不是出现在坑壁, 而是在离基坑一定距离的地方, 再随着距支护结构边缘距离的增加, 沉降变形值逐渐减小。所以, 在坑外附近有建筑物的情况下, 要严格注意地表的沉降, 防止产生允许值之外的不均匀沉降而造成严重损失。

4结论

在考虑渗流作用的情况下, 基坑在开挖间歇期的坑外地表沉降量均比同期开挖结束后的沉降量要小, 而基底隆起量却比同期开挖结束后的隆起量要大。围护墙在开挖过程中的最大水平位移发生的位置随着开挖深度的增大而逐渐下移, 与各步开挖面基本保持一致, 最终在基坑底面处达到最大。而在每步开挖间歇结束时围护墙的水平位移均有所减小。随着开挖的进行, 围护墙周围的水头等势线越来越密, 流速也越来越大。地面沉降形状为下凹的盆地形状, 最大沉降量不是出现在坑壁, 而是离基坑一定距离的地方。

参考文献

[1]谢兼量.考虑渗流应力耦合的边坡稳定性分析[D].南京:河海大学, 2007.

[2]贾善坡, 陈卫忠, 于洪丹.泥岩隧道施工过程中渗流场与应力场全耦合损伤模型研究[J].岩土力学, 2009, 30 (1) :19-26.

[3]张巍, 肖明, 范国邦.大型地下洞室群围岩应力-损伤-渗流应力耦合分析[J].岩土力学, 2008, 29 (7) :1813-1818.

[4]张媛媛.ANS YS在土坝渗流场和应力场及其耦合分析中的应用研究[D].南京:河海大学, 2006.

[5]苗丽, 郭雪莽, 王复明.基于应力场与渗流场耦合的土坝稳定性分析[J].人民黄河, 2007, 29 (9) :75-77.

[6]周建国, 李淼, 郭雪莽.东湖书库非均质土坝渗流场与应用场耦合分析[J].水利电力机械, 2007, 29 (3) :28-30.

[7]王强, 鲁柄强, 王水平.尾矿坝渗流-应力耦合场的有限元分析[J].现代矿业, 2010 (3) :74-77.

[8]杨永恒.渗流场与应力场的耦合分析及其在尾矿坝工程中的应用[D].西安:西安理工大学, 2006.

[9]郭娟.木梓沟尾矿堆积坝的物理力学特性及坝体渗流场与应力耦合分析[D].西安:西安理工大学, 2009.

[10]周舒威, 李庶林, 李青石, 等.基于渗流-应力耦合分析的野鸡尾尾矿坝稳定性研究[J].防灾减灾工程学报, 2012, 32 (4) :494-501.

[11]李筱艳.基于位移反分析的深基坑渗流场与应力场的完全耦合分析[J].岩石力学与工程学报, 2004, 23 (8) :1269-1274.