变形性状（精选5篇）
变形性状 篇1
1 引言
随着城市化进程不断加快,高层建筑越建越高,基坑向深、大方向发展,因此在基坑的挖深、支护结构的刚度、支撑的设置位置及其刚度、坑底加固和超载范围等的影响下,使得基坑的变形性状发生一系列的变化。本文拟采用考虑基坑开挖时空效应的弹性地基梁计算方法来对各种情况进行数值模拟,分析围护结构刚度和支撑位置对于SMW工法围护结构变形性状的影响。
2 考虑基坑开挖时空效应的弹性地基梁计算方法
考虑基坑开挖时空效应的弹性地基梁计算方法计算原理见图1,开挖面以上部分挡土结构采用梁单元,基底以下部分为弹性地基梁单元,支撑为弹性支承单元。荷载为主动侧的土压力和水压力。
等效土体水平抗力系数的计算模型Kh:
1)对于非地基加固部分
2)对于地基加固部分
式中,γi、Ci、φi分别为第i层土体的容重、内聚力和内摩擦角;hi、hi-1分别为第i层、第i-1层土体的层底埋深;Bj、Hj、Tj分别为第j道工序的开挖宽度、开挖深度、开挖时间;ps为加固体的比贯入阻力。
3 工程背景
本基坑开挖深度10.9m,宽度24.6m。采SMW工法桩围护。SMW工法水泥土搅拌桩直径为850mm,中心距600mm,两根搅拌桩之间的搭接长度为250mm,搅拌桩长度23m,桩身采用425号普通硅酸盐水泥,水泥掺量20%,水灰比为1.5。内插H型钢长度20m,型钢截面尺寸为700 mm×
基坑开挖过程中共设三道支撑,分别位于地表下1.15m,5.28m,8.7m,采用609钢管支撑。共分四个工况,分别为:开挖至第一道支撑底并施工第一道支撑(工况一);开挖至第二道支撑底并施工第二道支撑(工况二);开挖至第三道支撑底并施工第三道支撑(工况三);开挖至基坑底(工况四)。
围护结构中的型钢为A3钢,弹性模量2.0×105MPa,搅拌桩单轴抗压强度平均值1.95MPa,根据日本规范的公式可得其弹性模量为1 950MPa。μ=0.25,γ=18.4kN/m3。开挖过程采用609钢管支撑,E=2.0×105MPa,A=0.0225m3。
土层的物理力学性质指标见表1。
4 支护结构刚度对于围护结构水平位移和内力的影响
对于SMW的设计计算,结构的刚度对于复合围护结构的变形和受力的影响是最关键的一点。对于SMW支护结构的刚度对围护结构性状的影响可以通过等代刚度的混凝土地下连续墙的计算来比较。
计算的算例取地下连续墙的厚度为0.50m、0.55m、0.60m、0.65 m、0.70 m、0.75 m五个数值,其余的对于工况如开挖深度和支撑设置以及土层条件的假设等同于前面的计算中的设定。计算结果包括挡土墙的位移和位移差值两部分,见图2～图6所示。从图中可知,随着围护结构刚度的增加,首先挡土墙的最大水平位移呈减小趋势,如当围护墙的厚度为0.50 m时,其最大水平位移为44.41mm,而当围护墙的厚度增加到0.75 m时,其最大水平位移减小到33.44 mm,减小的幅度达到10.97 mm。从整个曲线的形态来看,围护墙顶端的位移随着围护结构刚度的变化有较明显的变化,刚度对围护结构的水平位移影响最大的位置出现在10.9m,即坑底,也是水平位移最大的地方。在18m以上一般是随着刚度的增加围护结构的水平位移逐渐减小。而在18m以下出现临界点,随着刚度的增加其位移值逐渐增大。这主要是由于随着围护结构刚度的增加,挡土墙由柔性向刚性转化,因而结构的变形由柔性位移向刚性位移转化。
对于围护结构的内力,特别是弯矩,至开挖到坑底时,当围护结构的刚度逐渐增大时,也即随着围护结构宽度的增加,弯矩逐渐增大。在围护墙的厚度为0.5 m时,其最大弯矩值为385.68kN·m,而当围护墙的厚度为0.75 m时,其最大弯矩值增加到1124.54 k N·m。这是因为,当围护结构的刚度小时,整个围护结构表现为柔性,虽然围护结构的变形比较大,但以柔性为主,因而结构的内力较小;当围护结构的刚度增大时,虽然总的围护结构的变形减小,但逐渐以刚性位移为主,因而结构的内力逐渐增大,
表现为弯矩逐渐增大。但由于围护结构的宽度增加,其截面惯性矩增大,因而应力的增加也不是成比例的。以围护结构的宽度分别为0.5m和0.75 m为例,由梁的纯弯曲计算公式可得:
将相应的数值代入,设围护结构的等代宽度为h,可得:
由此可知,虽然截面所受的弯矩增加很大,但截面所受的正应力几乎没有增加,且远远低于型钢的允许应力(A3钢的抗拉强度设计值为210MPa,其抗压强度设计值也为210MPa),因此从强度安全的角度考虑,由于围护结构的宽度增加而导致的内力的增加不会存在问题。
5 支撑设置位置对于围护结构内力和水平位移的影响
在深基坑开挖过程中,为了基坑施工的安全进行,确保周围环境受到尽可能小的影响,一般在深基坑中都要设置一道或多道支撑。在此,将通过改变支撑设置位置,以研究有支撑条件下的基坑变形性状。
基坑工程中支撑的设置位置主要有两方面的意义。首先,不同的支撑设置位置引起挡土墙受力和变形性质的不同;其次,由于实际上支撑的设置位置也就是每层土体开挖的深度,因此还影响到开挖土体对于围护结构的空间效应。一方面,要充分发挥土体的空间作用来抑制挡土墙的变形;另一方面,在合理的范围内通过支撑的设置来改变挡土墙的受力和变形性能。选择合适的支撑深度,就是综合考虑上述两方面的因素。
为确定最佳的支护深度,分别计算出围护结构在不同的支护深度下的变形。计算仍假定采用三道支撑,且在确定每道支撑的最佳位置时,其余两道支撑的位置不变,在计算以后的最佳支护位置时,初始的支护位置采用前面的计算结果。
1)第一道支撑位置对基坑变形影响
图4表示工况三和工况四围护结构的变形随第一道支撑位置变化曲线。由图可知,随着第一道支护位置的下移,开始变形逐渐减小,在支护位置为2m左右时其变形值达到最小,然后变形值又逐渐增大,因此可以认为第一道支撑最佳支护位置是2m左右。但从结果计算图中可知,第一道支撑的位置对于围护结构的变形总体上没有太大的影响。
2)第二道支撑位置对基坑变形影响
利用前面的计算结果,设定第一道支撑的位置为2.0m,来计算第二道支撑的最佳设置位置,其计算结果如图5所示。由图5可知,第二道支撑的设置位置对于围护结构的变形具有很大的影响。
在工况三和工况四中,随着支撑设置深度的加大,围护结构的变形基本上以深度5.25m为转折点,先是随着深度的加深逐渐减小,然后是逐渐增大,其中,最大变形值的减小幅度可以达到14mm以上,由此可见,支撑的设置位置是极其重要的。
由上述的计算结果可以得出,对于第二道支撑的设置位置可以认为在5.25m左右可以使挡土墙的变形得到最佳控制。
3)第三道支撑位置对基坑变形影响
以前面的计算结果作为进一步计算的前提,将第二道支撑设置在5.25m处,而计算在不同的第三道支撑位置的作用下的挡土墙的变形值。模拟计算同样假设不同的支撑深度,计算结果如图6所示。由图6可知,第三道支撑的设置位置对于工况三、工况四的影响很显著。
在工况三下,挡土墙的变形随支撑的下移,浅部位移逐渐减小,而深部位移逐渐增大,当支撑设置位置降到10m时,即相当于不架设第三道支撑时,位移是最小值的2倍左右。而工况四下挡土墙的位移随着支撑的下移,开始时逐渐减小,然后在支撑位置在7.5m左右时达到最小,然后又随着支撑的下移而增大。计算结果显示,在最优支撑位置下其最大变形值为42.97mm,比最大值48.06mm要小5mm左右,因此,对于控制基坑的变形具有很重要的意义。
以上通过大量的试算得出,对于算例的工程条件,包括工程地质条件和挡土墙的设计参数,其最佳支护位置是2.0m,5.25m,7.5m。更进一步的优化支撑位置有利于减小挡土墙的向基坑内侧的位移,使围护结构的受力和变形更加合理,同时又充分发挥土体对于基坑变形的空间作用,利用土体的强度抑制挡土墙的变形。
但是,上述计算过程总是假设其余两道支撑的位置不变而改变其中的一道支撑的位置的计算方ÄÁ法,这ÅÁ在某ÆÁ种程Â度Á上有助于理解每道支撑的设置位置对于变形的影响程度,但更进一步的优化支撑的设置位置尚要在此基础上进行迭代计算。而且,上述计算是针对特定的工程实例进行的,对于特定的工程地质条件有其合理性,对于其它的工程地质条件下的具体量化结果尚待验证。但是,不难从上述计算中Ç得到È支撑设置位置对于挡土墙变形影响的一般结ÉÃÁ论。ÈÂ
6 结论
由以上研究结果表明,支撑的刚度对于挡土墙的变形的影响较小,而且由于在地铁深基坑施工中,大量采用609钢管支撑,此时关于支撑刚度的影响可以转化为支撑距离和支撑数的计算,因此对于支撑刚度的计算没有多大意义。在各个影响因素中,围护结构的刚度能大幅影响结构的内力,而支撑的设置位置对于挡土墙的变形有很大影响。
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变形性状 篇2
随着城市化进程的加快, 高层建筑及地下铁道的大规模建设, 地下空间开发速度促进了基坑工程相关技术的迅猛发展, 基坑工程的快速发展不仅体现在开挖深度的显著增大, 更体现在开挖面积的迅速扩张, 尤其是在软土地区, 基坑开挖深度及面积的增大将显著增加基坑支护造价, 同时将给基坑支护的设计及施工带来越来越多的挑战。因此, 在工程实践中, 为了节约基坑支护造价, 在周边条件允许的情况下及确保基坑周边环境安全的前提下, 预留土台得到了较为广泛的应用[1,2,3,4,5,6,7,8]。预留土台的应用不仅可以增加被动区土体的水平抗力, 减小桩、墙等支挡结构的变形、位移和内力, 还可以减小支挡结构的嵌固深度, 尤其是在大型深基坑中, 采用预留土台将产生良好的经济效益。
根据以往学者的研究, 预留土台的存在一方面增大了基坑开挖面以上土体的侧向土压力, 土台自身对围护桩提供一定的水平抗力。另一方面, 预留土台的自重将一定程度上提高基坑开挖面以下土体的水平反力系数, 即提高被动区土体的水平抗侧刚度, 从而减小围护桩的变形。此外, 研究还表明预留土台的存在可以减小围护桩的嵌固深度, 可进一步减小基坑支护的造价。
尽管预留土台得到了越来越广泛的应用, 但在软土地区里, 预留土台的应用仍相对较少, 主要原因在于预留土台坡体自稳能力较差, 且随着开挖进行, 软土的暴露将使土体发生流变, 这均将导致预留土台的作用显著下降。因此, 软土地区预留土台的应用及研究相对较少。
本文将利用有限元分析手段, 针对预留土台对基坑变形性状的影响进行研究, 以探讨深厚淤泥中预留土台的适用性。
2 工程概况
2.1 项目概况
拟建项目由9栋住宅楼及附属商业店面组成, 设有1层满铺地下室, 场地东侧及南侧均为市政道路, 其中东侧道路距基坑坡顶线距离约为12.5m, 西侧及北侧均为农田。
本工程东侧及南侧场地标高约为4.0m, 西侧及北侧场地标高约为2.4m, 裙楼及纯地下室区域基坑开挖计算深度以地下室底板基梁垫层底为准, 基坑开挖深度约为3.7~5.3m, 主楼区域开挖深度以承台垫层底为准, 开挖深度约为6.0m, 基坑周长约920m。
2.2 工程地质及水文地质条件
基坑开挖影响范围内主要土层包括:
(1) 填土:灰黄色、灰黑色、杂色等, 稍湿-湿-饱和, 松散为主, 堆填时间3~5年, 以粘性土为主, 土质不均, 呈欠固结状态。
(2) 淤泥:深灰色、灰黑色, 流塑, 饱和, 具腐嗅味, 含腐植物, 以淤泥为主, 局部含石英砂、贝壳、腐木等, 为高压缩性软土, 该层全场分布。
(3) 卵石:灰黄色、浅灰色, 饱和, 稍密-中密-密实, 稍中密为主, 为冲洪积成因。碎卵石含量50~80%不等, 岩性为火成岩类、砂岩等, 粒径大多为2~20cm, 呈次棱角状、次圆状, 个别大于20cm, 充填砾石、石英砂各约10~20%, 含少量粘性土, 该层全场均有揭示。
土层的物理力学参数如表1所示。
场地初见水位埋深为0.00~4.60m, 稳定水位埋深为0.00~4.80m。
总体而言, 本工程基坑开挖深度不大, 但场地的地质条件较差, 除浅层填土外, 开挖深度影响范围内均为深厚的淤泥层, 厚度约为15~17m, 且场地东侧及南侧紧邻施工便道, 这些因素均将显著增大了基坑支护的难度及工程造价。
2.3 基坑支护方案
综合考虑场地的工程地质及水文地质条件、周边环境条件等因素, 本工程支护结构均分二级进行支护, 第一级采用放坡支护, 具体坡率为1: (0.75~1.0) ;第二级根据各个区域实际情况进行设置, 具体支护方式如下:
(1) 东侧、南侧、西侧及东北侧:为了节约施工工期, 且控制基坑支护造价, 采用HN700×300型钢桩作为支护桩, 并利用HW400×400或双拼HM500×300型钢梁作为内斜撑梁, 当内斜撑梁较长时, 采用HW350×350型钢立柱及系梁增强内斜撑的稳定性, 避免出现失稳;预留土台宽度6.0m, 高度2.2~3.4m, 坡率为1:2.5。
(2) 北侧、西南侧:考虑到该侧场地较为宽敞, 故基坑支护除第一级放坡外, 剩余高度采用HN700x300型钢桩+钢板的悬臂支护方式, 具体详见图2。
2.5 基坑施工工序
东侧、南侧的施工顺序为:场地整平→土方分层、分段开挖至冠梁面标高处, 喷射混凝土施工→型钢桩施工→按设计要求进行预留土台, 中间区域土方分层分段开挖至基坑底标高→塔楼及裙房区域地下室底板及牛腿施工、钢围檩安装→安装坑内钢斜撑→挖除预留土台→施工预留土台区域地下室底板、设置传力带→拆除坑内竖向斜撑→地下室结构施工至±0.00→土方回填→型钢桩回收。
北侧及西南侧的施工顺序为:场地整平→土方分层、分段开挖至冠梁面标高处, 喷射混凝土施工→型钢桩施工→按设计要求进行预留土台, 地下室范围内土方分层分段开挖至基坑底标高→地下室结构施工至±0.00→土方回填→型钢桩回收。
3 计算分析参数
考虑到现行《建筑基坑支护技术规程》[9]尚无针对预留土台的具体计算方法, 即预留土台相关的设计计算理论尚未成熟, 故本工程采用有限元软件进行设计分析。
考虑到模型的对称性, 取一半基坑宽度进行分析, 基坑内1/2开挖宽度取40m, 坑外土体宽度为60m, 不小于4倍开挖深度, 土层厚度取40m, 可满足基坑变形要求;东侧临时施工便道超载超载为20k Pa, 其余区域超载为10k Pa。
土体的本构模型采用硬化土模型, 该模型[12]是一个可以模拟包括软土和硬土在内等不同类型土体行为的先进模型, 是基于标准三轴排水试验的试验结果而建立起来的。硬化模型的主要参数包括:主偏量加载刚度模量E50、卸载-再加载刚度模量Eur及侧限压缩刚度Eoed。依据工程经验[10], 土层的物理力学参数详见表1, 土体单元采用15节点三角形单元进行模拟。围护桩按抗弯刚度及抗压刚度进行等效, 并采用5节点梁单元进行模拟。型钢斜撑按型钢的抗压刚度进行等效, 并采用弹性支撑进行模拟。
4 预留土台尺寸分析
考虑到本工程工程桩采用预应力管桩, 其水平抗侧移能力较差, 且塔楼区域预留土台高度较大, 为了有效控制基坑变形, 确保基坑支护安全, 本文重点针对塔楼区域的预留土台尺寸进行分析。为了尽可能发挥预留土台的作用, 尽可能减小在钢斜撑设置之前基坑的变形, 预留土台的高度定为3.5m。
为确保预留土台坡体稳定性, 针对不同坡率的坡体, 采用圆弧滑动法对坡体进行计算分析, 具体结果如表2所示。
由表2可知, 当坡率为1:2.5时, 坡体的整体稳定安全系数达到1.302, 可满足稳定要求。同时, 在该坡率下, 坡体最薄弱的滑动面大致位于坡顶外2.25m处。由此可见, 在设计预留平台宽度时, 需合理考量土台的宽度, 方可有效地发挥土台的作用。
在土台坡率确定后, 针对不同宽度的预留土台进行分析, 所得的围护桩变形如图3所示。
由图3可知, 随着土台宽度的增大, 围护桩的变形逐渐减小, 当土台宽度大于8.0m时, 围护桩的变形逐渐趋于稳定, 最大水平位移约为46.5mm;显然, 若土台宽度设定为8.0m, 坡体的稳定性较强, 但在后期进行预留土台开挖时, 土方二次开挖量较大。考虑到土方二次开挖难度相对较大, 且不便于施工机械于坑外进行挖土, 预留土台宽度宜适当减小。
为了更合理地确定预留土台的宽度, 结合上述影响因素及基坑周边环境特点, 本工程将围护桩的最大水平位移确定为50mm, 并按该控制值对围护桩的变形进行控制。
根据图3所示的计算结果, 当土台宽度为6.0m, 对应的围护桩最大水平位移约为49.3mm, 可满足基坑变形控制标准。尽管此时土台对抵抗围护桩变形的作用适当减弱, 但基坑变形可满足周边环境要求, 且可以适当减小土体土方的二次开挖量, 便于土方机械开挖。同时, 对于裙房区域, 当土台宽度为6.0m时, 型钢斜撑可采用12.0m长的型材, 便于进行钢材采购。因此, 本工程将预留土台宽度定为6.0m, 具体详见图1。此外, 西侧和北侧的预留土台宽度及高度则根据场地可预留控制进行调整, 具体详见图2。
5 监测结果分析
为了进一步了解预留土台对基坑变形性状的影响, 分别选取基坑东侧及西侧典型剖面的深层水平位移实测值与理论计算值进行对比分析, 具体如图4所示。
由图4中实测曲线变化特征可以看出, 尽管基坑东侧设置了型钢内斜撑, 但基坑的深层水平位移均呈现出悬臂式的变形特征, 而并未呈现出“弓”形的变形特征, 这表明预留土台的存在抑制了坑底开挖面处围护桩的变形, 使得基坑开挖面处变形明显减小, 而内斜撑的设置仅仅对围护桩的变形产生了限制作用, 但并未能改变围护桩的变形形态。
同时, 由图4的对比曲线可以看出, 东侧塔楼及裙房区域的实测值较计算值略大, 主要原因可能在于东侧邻近施工便道, 施工超载较大, 从而导致该侧基坑发生较大的变形。而西侧裙房及塔楼区域的实测值则略小于理论计算值, 主要原因可能在于土方开挖期间西侧场地进行了平整, 使得场地标高略低于设计标高, 从而使得实测变形值略小于计算值。
此外, 为了进一步了解预留土台对基坑变形性状的影响, 选取了上述四个典型剖面的坑外坡顶水平位移及沉降曲线, 具体如图5及图6所示。
由图5中典型剖面坡顶水平位移及沉降曲线可以看出, 无论是塔楼区域或裙房区域, 变形曲线均基本呈明显的三台阶变形形态, 具体对应于基坑的不同施工阶段, 具体如下:
(1) 第一台阶:该阶段为坑内中心区域土体开挖至钢斜撑安装阶段, 坡顶水平位移及沉降曲线呈渐变增大趋势, 由于预留土台的存在, 坑外坡顶的水平位移及沉降数值均较小, 未呈现较大的跳跃变化, 这表明预留土台对悬臂式围护桩的变形产生了明显的抑制作用。
(2) 第二台阶:该阶段为钢斜撑安装完成后, 预留土台开挖阶段, 此时变形曲线呈现较大的跳跃变化, 呈明显的陡降段, 并在预留土台开挖完成后逐渐趋于稳定, 该阶段水平位移及沉降量均较大, 其变化量占总变形量比例约为50%, 这表明尽管设置了钢斜撑, 预留土台的挖除仍对基坑的变形产生较大的影响, 预留土台对控制基坑的变形具有较为显著的作用。
(3) 第三台阶:该阶段为底板传力带完成, 钢斜撑拆除阶段, 在设置了底板传力带后, 拆除钢支撑后, 坡顶的水平位移及沉降曲线又呈现出较为显著的陡降区段, 这表明拆除钢斜撑这一换撑工况对基坑的变形的影响亦相对较大。
由图6中典型剖面坡顶水平位移及沉降曲线可以看出, 变形曲线则与图5的变形曲线呈明显的差异, 变形曲线基本呈一阶台阶的变形形态, 即该曲线明显少了预留土台开挖及钢斜撑拆除阶段所呈现的变形形态, 而仅呈现出一次陡降段, 相比图5中曲线的第一阶段变化趋势更大, 主要原因在于该侧后期由于邻近地块开挖, 实际场地空间受到限制, 预留土台宽度缩小至2.5~4.0m, 故变形曲线亦呈现了较为明显的陡降段。
6 总结
利用有限元分析手段, 针对预留土台对基坑变形性状的影响进行研究, 较为深入地探讨了深厚淤泥中预留土台的适用性。通过实测结果可知, 预留土台可适用于深厚软土地区的基坑工程, 且当预留土台设置较为合理时, 对于抵抗基坑变形具有较为显著的作用。
摘要：结合具体工程实例和有限元分析手段, 针对预留土台对基坑变形性状的影响进行研究, 较为深入地探讨了深厚淤泥中预留土台的适用性。通过计算结果及实测结果的分析可知, 预留土台可适用于深厚软土地区的基坑工程, 且当预留土台设置较为合理时, 对于抵抗基坑变形具有较为显著的作用。
关键词：软土地区,预留土台,基坑
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变形性状 篇3
作为一种较为新型的支护结构, 双排桩支护结构是上世纪九十年代被应用于基坑工程当中, 并被逐步认知和推广使用的。双排桩支护结构指将两排平行桩设置在地基中, 并用刚性横梁将前桩和后桩连接起来, 组成门架式的空间结构受力体系, 沿着坑壁进行双排支护的架构, 亦称钢架双排桩。在实际工程中, 当基坑周边实际条件受到限制, 锚杆、土钉、支撑无法实施, 而采用单排悬臂桩又难以满足承载力、基坑变形等要求时, 可采用双排桩进行支护。
与单排悬臂桩结构、锚拉式结构、支撑式结构等常规支护结构相比, 双排桩的优点主要体现在:首先, 双排桩抗侧移刚度远大于单排悬臂桩结构, 其内力分布明显优于悬臂结构, 在相同的材料消耗条件下, 双排桩的桩顶位移明显小于单排悬臂桩, 其安全可靠性、经济合理性优于单排悬臂桩。其次, 由于基坑内不设支撑, 不影响基坑开挖、地下结构施工, 且省去设置、拆除内支撑的工序, 大大缩短了工期, 尤其是当基坑面积很大、基坑深度不很大时, 双排桩刚架支护结构的造价低于支撑式支挡结构。再次, 双排桩不设置外拉锚固体系, 可避免锚拉式支挡结构难以克服的缺点。此外, 双排桩施工工艺简单、不与土方开挖交叉作业、工期短等优势。
尽管双排桩具有诸多优点, 但针对双排桩支护结构的计算理论及方法研究[1,2,3,4,5]则相对较少, 仍主要体现在对双排桩工程实例的总结, 或基于较为有限的模型试验与工程测试等的研究提出相应的研究成果, 但仍有待于进一步验证。2012版基坑规程[6]提出前、后等桩距双排桩的设计计算的简化实用方法, 该方法认为桩间土对前、后排桩的土反力与桩间土的压缩变形有关, 将桩间土看作水平向单向压缩体, 按土的压缩模量确定水平刚度系数。
由此可见, 双排桩的内力及变形与桩间土的强度紧密相关, 而对于软土地区的深基坑, 当采用双排桩进行支护时, 桩间土则较为软弱, 此时双排桩支护结构的抗侧刚度相对较弱, 若对桩间软土进行加固, 势必对双排桩的变形及受力产生一定的影响, 但其影响程度仍有待于进一步研究。
因此, 为了进一步了解桩间土体加固对双排桩变形性状的影响, 本文将结合具体工程实例, 利用有限元分析手段对桩间土体加固效果进行研究, 从而更深入地了解桩间土体加固对双排桩支护结构变形性状的影响。
2 工程概况
该工程由4栋 (26~33) 层住宅楼及附属商业店面组成, 住宅楼采用钢筋混凝土剪力墙结构, 商业店面采用钢筋混凝土框架结构, 并设有1层连体地下室, 采用管桩基础。受总体规划及拆迁进度影响, 该工程需分两期进行施工, 即二期工程需待一期工程完成, 且场地拆迁完成后方可进行。
该工程场地整平标高约-1.20m, 坑底标高约为-7.20m, 基坑开挖深度约为6.00m, 一期工程周长约450m, 二期工程周长约360m, 一二期交界长度约为87m。
基坑开挖影响范围内主要土层包括: (1) 杂填土、 (2) 淤泥、 (3) 粉质粘土、 (4) 残积砂质粘性土, 其具体的物理力学参数如表1所示。
(1) 杂填土:褐黄、灰黄等色, 干~湿, 松散~稍密, 主要由粉质粘土为主, 含少量风化岩块、碎石等, 硬质含量约占5~15%, 堆填时间约1年, 场地内均有分布。
(2) 淤泥:深灰色、灰黑色, 流塑, 含少量有机质、腐殖质及粉细砂, 夹薄片页状粉细砂, 具腥臭味, 局部岩性相变为淤泥质粘土、淤泥质粉质粘土, 干强度中等, 粘、韧性中等, 切面光滑, 摇振反应缓慢, 场地内均有分布。
(3) 粉质粘土:灰褐色, 饱和, 可塑, 上部局部为软塑, 粘性稍差, 刀切面平整, 稍有光泽, 手捻有砂质感, 无摇震反应, 韧性中等, 干强度中等~高。本层整个场地大部分有分布。
(4) 残积砂质粘性土:灰白色、黄褐色或灰黄夹白色等, 饱和, 可塑~硬塑。粘性弱, 矿物成份以石英、长石及云母为主, 长石、云母已风化成粘土状, >2mm的颗粒约占0.80~4.30%, 平均为2.50%, 母岩残遗结构较清晰, 浸水易崩解软化。本层整个场地大部分地段有分布。
场地地下水主要赋存于 (1) 杂填土中的孔隙潜水、 (4) 残积砂质粘性土中的孔隙承压水以及下部花岗岩风化带中的孔隙-裂隙水, 对本基坑的影响相对较小。
一期工程基坑支护设计方案中, 除与二期工程交界区域外, 其余三侧均采用SMW工法桩+1道预应力锚杆进行支护, 而在与二期工程交界区域, 则需考虑到以下几方面问题:
(1) 支护结构应具有较好的安全性, 变形控制效果较为可靠, 不应对二期工程场地内建筑物产生不利影响;
(2) 锚拉式支护方式将对二期场地内建筑物产生一定的影响, 且锚杆的杆体将遗留在场地内, 势必对二期工程的土方开挖产生影响;
(3) 交界处支护结构应尽可能避免采用如灌注桩等强度较高的结构, 以免遗留于土中, 影响到二期土方开挖挖除的便利性。
综合以上各种因素的考量, 一、二期交界处采用双排SMW工法桩进行支护, 并采用水泥搅拌桩对被动区进行加固;同时, 为了更好地控制双排桩的变形, 在前后排工法桩的桩间土体采用水泥搅拌桩进行加固。采用该支护结构, 型钢桩可以回收, 仅遗留三轴搅拌桩的水泥土, 不仅可以避免影响二期的土方开挖, 而且无需设计内支撑及锚杆, 便于二期工程施工, 且可在一定程度上缩短施工工期。
如图1所示, 支护结构采用双排Ф850@600 SMW工法桩, 桩顶标高为-2.70m, 前、后排型钢桩的型号均为HN 700×300×13×24, 间距1.2m, 前、后排型钢的间距为3.6m, 长度均为12.0m, 冠梁的尺寸为1.3m×0.7m, 桩顶连梁的尺寸为0.8m×0.7m, 被动区及桩间土体采用Φ850@600三轴水泥搅拌桩进行加固, 被动区加固桩长为3.0m, 桩间土加固桩长为7.5m。基坑顶部1.5m高度范围内采用放坡开挖。
在常规的SMW工法桩施工过程中, 为了便于后期型钢回收, 常在型钢上涂抹润滑剂, 且在型钢与冠梁交界处采用隔离膜进行隔离, 从而使得前、后排型钢桩与连梁的连接可靠度受到影响, 这可能对双排桩的变形产生影响。尽管2012版基坑规程中提出了双排桩的计算模型, 但对于双排SMW工法桩, 该模型仍较难适用, 且目前商用软件中较少考虑双排型钢桩的计算方法。因此, 在本工程中, 为了了解双排SMW工法桩的支护效果, 采用平面有限元模型对双排工法桩的变形性状进行分析。
在平面有限元模型中, 坑内土体宽度取25.0m, 坑外土体宽度取35.0m, 土体总深度取25.0m, 模型尺寸可满足要求[7]。在模型中, 前后排型钢桩及桩顶的连梁均按抗弯刚度进行等效, 并采用梁单元进行模拟, 土体的本构模型采用硬化土模型。
4 桩间土不加固时桩顶连接刚度差异的影响
如前文所述, 考虑到实际工程中型钢桩与连梁无法形成充分、有效的连接, 故有必要先对连接刚度差异所产生的影响进行讨论。
对于型钢桩与连梁之间完全刚接和完全铰接的两种情况, 当前、后排桩间距分别取1.2m、2.4m、3.6m和4.8m, 且仅对被动区土体进行加固时, 型钢桩的变形如图2所示。
如图2所示, 无论是刚接或是铰接的情况, 型钢桩的变形均随着前、后排型钢桩间距的增大而减小, 即前、后桩间距对型钢的变形有较大的影响。
然而, 对比型钢桩与连梁之间完全刚接和完全铰接的两种结果可以看出, 型钢桩与连梁之间的连接刚度对变形将产生显著的影响, 尤其是当桩间距较大时, 刚接情况下的型钢桩变形明显小于铰接情况下的型钢桩变形, 显然, 若实际工程中能有效地保证型钢桩与连梁之间的刚接作用时, 将能起到很好的变形控制效果, 但实际型钢桩与连梁完全刚接是无法实现的, 若采用完全刚接进行考虑, 势必偏于危险, 而若二者之间完全按铰接来考虑, 计算结果显然偏于安全, 势必造成不必要的浪费。
因此, 为了更合理地考虑二者之间的连接刚度, 本文连接刚度拟按型钢桩的转动刚度进行折减, 即取4EI/L/2=5.4×104k N·m, EI为型钢桩刚度, L为型钢长度。基于上述折减后连接刚度, 针对不同的桩间距, 当仅对被动区进行加固时, 型钢桩的变形如图3所示。
对比图2和图3中型钢桩的变形结果可知, 当型钢桩与连梁之间采用折减刚度时, 型钢桩的变形介于刚接和铰接两种变形之间, 由此可见, 适当考虑钢桩与连梁之间连接刚度对于支护结构的经济性是有利的。
然而, 根据图3中型钢桩的变形结果可以看出, 尽管采用了被动区加固, 型钢桩的变形仍较大, 即便是当前、后排桩桩间距达到4.8m时, 型钢桩的最大变形仍达到49.4mm, 仍较难满足本工程的变形控制要求。
5 桩间土加固后桩顶连接刚度差异的影响
为了更好地控制型钢桩的变形, 有必要对前、后排型钢桩桩间土进行加固, 加固后型钢桩的变形如图4所示。
由图4可知, 当对前、后排型钢桩桩间土进行加固后, 型钢桩的变形相比图2和图3中的型钢桩变形量明显减小, 尤其是当前、后排型钢桩的桩间距较大时, 桩间土的加固效果越加明显。这表明前、后排型钢桩桩间土的加固对于减小围护桩的变形具有重要的作用, 且该作用随着前、后排型钢桩间距的加大而增大。
同时, 当前、后排桩间土加固后, 型钢桩与连梁完全刚接时, 围护桩的变形最小, 而考虑折减刚度连接和考虑完全铰接两种情况下, 前者的型钢桩的变形仅比后者略小一点, 二者基本接近, 这表明采用桩间土加固, 可以有效地改善型钢桩的变形性状, 即便当型钢桩与连梁的连接刚度很差时, 都可以较好地保证前、后排型钢桩共同受力, 即桩间土的加固削弱了型钢桩与连梁的连接刚度对型钢桩变形的影响。当然, 若型钢桩与连梁的连接刚度可以有效保证, 型钢桩的变形控制效果更好。
6 计算结果与监测结果对比
在基坑开挖完成后, 坑外深层土体位移与计算结果的对比如图5所示。
由图5的变形值可知, 实测所得深层土体位移最大值为39.3mm, 计算所得的型钢桩变形最大值为34.1mm, 前者略大于后者, 但满足变形控制要求。由此可见, 在对双排型钢桩进行桩间土加固后, 可有效地控制基坑围护结构的变形。
5总结
在软土地区中, 采用双排型钢桩进行基坑支护时, 前、后排型钢桩间土的加固可较好地保证前、后排型钢桩共同受力, 对型钢桩变形的控制具有重要的影响, 且加固效果随前、后排桩间距的加大而增大。
同时, 当前、后排型钢桩桩间土进行加固后, 削弱了型钢桩与连梁的连接刚度对型钢桩变形的影响, 可有效地避免因实际施工中连梁与型钢桩连接不当而引发的不利影响, 从而更好地保证基坑周边环境的安全。
参考文献
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变形性状 篇4
近年来,随着我国经济和科技发展水平的提高,大量岩土工程开始建设,人们对于边坡稳定和破坏性状的分析也越来越多。而与传统的极限平衡分析方法比起来,有限元法已经逐渐成为分析该问题的有效方法之一。对此,国外一些专家,如Naylor,Griffi ths&Lane以及Potts&Zdravkovic等人都进行过类似的研究,并提出了多种有限元法的分析技巧,对于其优点的列举也比较明确。值得一提的是,Naylor,Griffi ths&Lane二人提出了一种理想弹塑性模型——MohrCoulomb模型,该模型对于边坡等的破坏性状进行了分析,他们认为,在对岩土工程进行有限元的分析中,非常重要的一点就是选择土体本构的模型,而这又受土质类型的制约[1]。因此,其在研究中表示,通常情况下,软塑性土无法频繁的软化成为非常明显的形态,所以,在对这类材料进行分析的过程中,可以采用简单的弹塑性本构模型;而在微超固结与正常固结土中,因为其可以承受固定的塑性应变,则可以采用塑性性状的软化模型来对其破坏性状进行分析,实践也证明,采用这种方法也比较符合实际。而Potts&Zdravkovic则在Mohr-Coulomb模型以及修正剑桥模型的基础上,对多种情形下的边坡开挖性状进行了分析[2]。我国也有一部分专家对边坡稳定和破坏性状进行过深入的研究,并给出了很多建设性的结论。
本文在Mohr-Coulomb模型的基础上,通过采用理想弹塑性本构模型和考虑应变软化的本构模型(不考虑软化),对平面应变下的软土均质地基上的基坑放坡开挖进行大变形有限元计算,同时也对比了非软化和软化模型的结果,从而重点探讨了基坑放坡开挖时的破坏性状。
1 软化模型在有限元计算当中的选择
Mohr-Coulomb在表述材料时,认为软粘土可以分别采用非软化(理想弹塑性)模型和软化模型来进行表示。由此,我们可以将结构性软粘土的应力和应变之间的关系曲线用图1来表示。
由图1可知,该曲线可以分为三个部分。OA段:当峰值应力大于应力的时候,当应力逐渐变大时,土体也会随之逐渐屈服,从而使土体硬化,这种情况下,其应力和应变的关系可以描述为非线性弹性关系,或者也可以成为弹塑性关系;AB段中,当应力达到峰值后,土体的强度会下降,应变和应力会成反比关系,此时,软粘土会呈现应变软化的现象;BC段中,当土体与残余应力值接近的时候,基本上会呈现为完全塑性的状态。
为了对土体的软化现象进行准确和简单的描述,其应力和应变的关系可以通过分段线性函数来进行模拟,而软粘土结构性破坏造成的应变软化现象则可以采用线性软化来进行描述。一般情况下,以上关系基本上有以下两种表达方式,一为简单线性软化模型[3],如图2所示;二为复杂线性软化模型[4],如图3所示。
图2、图3中,A、B两点分别对应初始屈服面以及最终屈服面,当应力达到A点,即应力峰值时,如果继续加荷的话,土体就会开始软化,此时,应变会随着应力的下降而逐渐发展。但是,当应力在B点以后时,材料会开始无限流动,此时材料被破坏。
因此,为了更好地模拟基坑开挖土体的破坏性状,应该采用应变软化模型。本文采用MohrCoulomb模型,以求和图2能够对应起来,此时,软粘土的抗剪强度参数选择如图4所示。
由图4可以看出,在只有弹性应变却没有塑性应变的情况下,将c0、φ0设为Mohr-Coulomb软化模型中的强度参数,此时,当塑性应变在εe时,强度参数不变,仍然为c0、φ0;当塑性应变在εp和ε时,强度参数为cr、φr;当塑性应变在εe和εp时,强度参数为c0、φ0、cr、和φr的线性差值。
2 均质软土地基放坡开挖非软化的分析
大多数对于基坑放坡开挖破坏性状大变形的研究工作中,都采用Eulerian和Lagrangian的描述方法,其中,前者主要为流体力学,后者为固体力学。通常而言,以上两种办法分别有着明显的优势,但不可否认的是,其也存在着一定的缺陷。因此,为了弥补以上两种方法的缺点,可以采用任意拉格朗日–欧拉(ALE)进行描述。在这种方法中,计算网格能够在空间内按照任意形式进行运动,也就是说,其可以在空间坐标系与物质坐标系内独立运动。与此同时,其可以按照合适的、规定的网格运动方式来对物体的移动进行准确的描述。由此可知,在ALE的描述当中,参考构形为已知条件,而现时构形与初始构形都为未知条件,需要对其进行求解。因此,ALE描述方法现在被广泛的应用在求解大变形的问题上。
本文针对不排水条件下软粘土的快速开挖进行分析,过程当中采用总应力法。因此,在非线性理想弹塑性土体模型中Mohr-Coulomb准则在有限元分析过程中需要用到粘聚力、剪胀角、内摩擦角、泊松比以及杨氏模量等参数,表1为分析过程中涉及到的土体材料参数。
另外,在本次分析当中,坡度比为1:2,图5所示为开挖过程。
在图5中,我们假设开挖时的地表荷载fb P恒为15kPa,且各次开挖的深度均为1米,直到开挖基坑被破坏。此时,有限元分析当中,共划分出2400个网格,2501个节点。
我们知道,基坑放坡开挖实际上是土体荷载向侧面进行卸载的一个过程,具体说来,就是土体向侧面卸载的变化和大小,会导致土体中的应力重新进行分布,从而使得土体的性状产生变化,最终使其应变发生变化[5]。
在基坑放坡开挖的过程当中,软粘土剪切带的变化规律如果用塑性剪应变来表示的话,可以分为如下四个阶段:1)当开挖深度到达2m的时候,在软粘土的局部地区会产生剪切带,但范围相对较小;2)当开挖深度到达3m时,剪切带会随着土体向侧面卸载的应力增加而增大,其范围也会相应逐渐增大;3)当开挖深度到达4m的时候,剪切带范围会持续扩展;4)当开挖深度达到一定范围时,如5m,则剪切带会持续发展,并最终贯通,这时,基坑的土体剪切带会发生滑移的现象,即基坑会失去稳定性,并最终被破坏。
3 均质软土地基放坡开挖的软化分析
与之前非软化分析有所区别的是,本次前2次开挖的深度均为1m,其后每次都按照0.5m的深度进行开挖,直到基坑失去稳定性,发生破坏。
我们知道,在对基坑放坡开挖进行软化分析的过程,其实和非软化分析的区别不大,其也是土体荷载向侧面进行卸载的一个过程。因此,仍然采用塑性剪应变表示的剪切带的发展来分析基坑放坡开挖破坏的情况。分析结果如下:1)当开挖深度达到2 m的时候,在软粘土的局部地区会产生剪切带,但范围相对较小;2)当开挖深度到达2.5m和3m时,剪切带会随着土体向侧面卸载的应力增加而增大,其范围也会相应逐渐增大;3)当开挖深度到达3.5m的时候,剪切带会持续发展,并最终贯通,这时,基坑的土体剪切带会发生滑移的现象,即基坑会失去稳定性,并最终被破坏。
由以上分析可知,在基坑放坡开挖的过程当中,和非软化分析的结果比起来,软化分析的结果有着相对比较明显的区别。也就是说,当基坑开挖进行到一定深度以后,在软化分析的过程当中,基坑顶部和基坑底部比起来,会更早发展成为塑性状态;而在非软化分析的过程中,则会变成基坑底部比基坑顶部更早达到塑性状态。
4 结束语
综上所述,应变软化条件下的分析结果和非软化条件下的分析结果有着相对而言比较明显的不同。即当基坑开挖进行到一定的深度之后,在软化分析的过程当中,基坑顶部和基坑底部比起来,会更早发展成为塑性状态;而在非软化分析的过程中,则会变成基坑底部比基坑顶部更早达到塑性状态。除此之外,如果从图形化分析的角度来说,在非软化分析当中,其剪切带有着比较明显的贯通过程,但在软化分析的过程中,则比较复杂,因此,可以认为,非软化分析的结果相对不安全。
参考文献
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[4]沈珠江.理论土力学[M].北京:中国水利水电出版社,2000.
变形性状 篇5
关键词：软土,基坑,变形,实测,实例,监测,蠕变
上海世博央企总部基地项目位于世博园区一轴四馆西侧,规划用地面积约18.72 hm2,基地内共有28栋建筑,分属15家企业。项目地上建筑面积为594 184 m2;地下建筑面积为409 800 m2。基地总体沿3条道路划分为6个区块,各区块面积2.0~2.5万m2。基地内的地下部分经统一规划和设计,建成后将形成一个整体的大型地下空间使用,包括地下三层和四层2种区域(见图1)。
地下三层区域基坑开挖深度约15.4 m,地下四层区域开挖深度约19.7 m,基坑总面积约13.9万m2。目前,在软土地区且位于城市中心区域进行如此大面积、大深度的基坑群施工,在上海乃至全国尚无先例可循。因此,本工程的建设过程中,基坑群的设计和施工将面临一系列的技术难题。本文选择世博央企总部基地的启动项目——商飞办公楼(B03-A-1区)基坑为实例,对该基坑的变形性状进行了深入的分析和探讨,以期对央企总部基地基坑群的后续设计、施工提供依据,同时也为世博地区的其他基坑工程提供参考。
1 工程实例简介
1.1 地质条件
拟建场地位于上海古河道切割区,地质勘察所揭示的90.34 m深度范围内地基土均属第四系更新世Q3至全新世Q4沉积物,主要由饱和黏性土、粉性土和砂土构成。场地土层分布情况如图2所示。根据土的成因、结构及物理力学性质差异,将其划分为7个主要土层(缺失上海市统编地层中的第(2)、(6)、(8)黏性土层),其中第(5)层根据成因、土性特征又划分为多个亚层。表1给出了各土层的物理力学性质指标。基坑开挖影响范围内的主要土层为:(1)杂填土层、(3)淤泥质粉质黏土层、(4)淤泥质黏土层、(5)2-1粉砂夹粉质黏土层、(5)2-2黏质粉土夹粉质黏土、(5)2-3粉砂夹粉质黏土、(5)2-3t粉质黏土夹黏质粉土、(5)3粉质黏土、(7)2粉细砂,其中(3)、(4)层土体极为软弱,是上海地区的主要软土层。本基坑开挖深度14.2 m,场地表层约4 m为杂填土,其下(3)、(4)层软土埋深达17.3 m,基坑坐落于淤泥质软土之中,属软土基坑的最不利情形。
由于场地内缺失上海统编地层中的第(6)层黏性土层,上部(5)2-1、(5)2-3层的微承压水与下部(7)2层的第Ⅰ承压水之间缺少了明显的水力隔断,两者之间仅有厚度不均的(5)3层粉质黏土。基坑设计过程中为摸清微承压水与第Ⅰ承压水层之间的水力联系,在现场进行了专门的抽水试验,结果表明场区内微承压水与第Ⅰ承压水之间存在水力联系。
1.2 围护结构设计
本工程基坑面积约1.05万m2,挖深14.2 m,采用明挖顺筑法施工。围护墙体采用800 mm厚地下连续墙,墙深34 m,插入比1∶1.4。基坑竖向设置3道混凝土水平支撑,第1道支撑(中心)落低2.5 m,第2道支撑落低4.3 m,第3道支撑落低4.0 m,第3道支撑距基底距离3.4 m。地下连续墙的墙趾主要位于(5)2-3粉砂夹粉质黏土层,基坑开挖期间按需降低微承压水水位,以满足基坑抗突涌安全要求。
基坑内支撑采用桁架对撑结合局部角撑的布置方式,所用混凝土强度等级为C30,第1道支撑围檩及断面为1 200 mm×800 mm,第2道支撑围檩及主撑断面为1 400 mm×1 100 mm,第3道支撑围檩及主撑断面为1 300 mm×1 100 mm,栈桥在第1道支撑三榀主桁架上满布。支撑平面布置如图3所示。
为控制基坑的变形量,本基坑采用φ850 mm三轴水泥土搅拌桩对坑内被动区软土进行了加固处理,加固深度为第1道支撑底至坑底以下4 m,其中坑底以上水泥掺量10%,坑底以下水泥掺量20%。加固体的布置形式根据周边环境条件要求不同而有所区别,基坑北侧采用宽6 m的裙边加固,其余各侧均采用宽6 m、长12.8 m的墩式加固,墩间净距约15 m。
1.3 基坑监测
为及时准确掌握现场施工的状况,保证基坑安全顺利的进行,对本工程基坑进行了全面的监测,共布置了各类监测点100余个。整个监测过程从基地内场地平整、地墙施工,一直持续到地下室结构全部完成。
1.4 工程实施
由于本工程的特殊性,央企基地内所有基坑的地下连续墙统一施工,基坑地下连续墙于2012年5月施工完毕。本基坑开始大面积挖土之前,地下连续墙完成时间长达半年,期间完成了坑内第1皮土方的开挖及第1道支撑的浇筑,以及降水准备工作。第1道支撑达到设计强度,基坑降水满足要求后,本基坑于2012年11月10日开始第2皮土方的开挖,至2012年11月30日第2道支撑全部形成,本阶段挖土20 d。2012年12月5日开始第3皮土方的开挖,至2012年12月27日第3道支撑全部形成,本阶段挖土持续22 d;2013年1月3日开始第4皮土方的开挖,至2013年1月26日基坑大底板基本形成,本阶段挖土持续23 d。
基坑挖土方式采用分层分区挖土的原则进行,大坑沿三榀主桁架中心线划分为6个分区,具体情况如图3所示。为控制基坑变形发展,挖土施工考虑快速形成对撑体系,挖土顺序按(1)→(6)顺序进行。
2 基坑变形实测
总体而言,本次开挖过程做到了监测和施工的相互协调,保证了绝大部分测点能够正常用于测量。监测结果显示,基坑开挖期间坑外水位下降最大不超过1.2 m,围护墙最大侧向位移45.8 mm,周边地表最大沉降28.6 mm,立柱桩隆起最大位移30.7 mm,基坑施工过程中未见渗漏、塌方等各种不利情况。各项监测指标均在安全可控的范围之内,且变形规律与设计预期情况基本一致,表明本基坑工程的监测结果真实可靠,能够作为上海世博地区其他基坑工程设计的依据和参考。
2.1 连续墙侧向变形
监测结果显示,围护墙每边中点位移大于两端位移,长边中点位移大于短边中点位移,同时基坑北侧受坑外超载影响,变形大于基坑南侧,整体变形趋势符合设计对于基坑变形的预测结果。基坑开挖至坑底时,围护墙最大水平位移发生在长边中点的CX8测点,其值为45.96 mm;最小变形发生在基坑南侧角部区域CX2点,最小水平位移21.8 mm(见图4)。
为利于其它工程的参考和开展进一步分析研究的需要,笔者分别选择变形最小的角点CX2和变形最大的长边中点CX8,以图表(图5)形式显示其处于3个不同阶段连续墙的水平位移情况。表中对应的3个阶段分别为:2012年11月30日,第2皮土方开挖完毕;2012年12月27日,第3皮土方开挖完毕;2013年1月26日,基坑开挖至坑底,大底板基本形成。
2.2 连续墙墙顶隆起
基坑开挖初始阶段,连续墙墙顶发生明显隆起现象,当基坑第2皮土方开挖完毕,基坑挖深达到7.2 m时,墙顶最大隆起值为3~6 mm。随着第3皮土方开挖完毕,基坑挖深达到11.2 m时,墙顶最大隆起值为8~12 mm。随着基坑挖深的进一步增加,基坑到达坑底阶段,连续墙的墙顶隆起出现下降趋势,下降幅度约0~2 mm。基坑开挖不同阶段连续墙墙顶隆起变形的实测曲线如图5所示。
3 变形性状分析
3.1 软土蠕变对水平变形的影响
软土蠕变引起基坑变形发展,从而加大了基坑变形量,这是基坑工程中公认的事实,但是目前还没有可行方法能对其进行有效预估[1,2]。本基坑周边现状为空地,且施工期间未遇到大量降水、降温等不良天气条件,基坑变形发展未受到明显的不确定因素影响,其变形发展对世博地区的相似工程具有很强的代表性,因此,笔者对本基坑不同位置的围护墙在开挖停顿阶段的蠕变变形规律进行了分析,详见表2。
开挖停顿阶段:该位置第2道支撑已经形成,同时其周围第2皮土方开挖范围已足够远,从该时刻算起至该范围下一次受到挖土影响止。
由上表可知,土体蠕变发展增大了基坑各边中部的围护最大变形,增大速率为0.37~0.55 mm/d;同时,减小了角部区域的围护结构最大变形,减少速率为0.05~0.78 mm/d。分析其原因,基坑边中部下端软弱土体对围护墙的嵌固作用弱,土压力差向下传递较远,地墙抵抗变形的能力较弱,因此最大变形发生在离开挖面较深的地方,蠕变发展对地墙最大变形起到了助推作用。基坑角部区域的连续墙则受到邻边地墙的约束作用,其抵抗变形的能力强,土压力差向下传递距离很小,支撑结构上承担的土压力很大,最大变形发生在支撑位置附近;随着土体蠕变的发展,土压力会向下推移,支撑上受力变小,相应的围护变形减少。
3.2 墙顶隆起一般规律
本工程连续墙隆沉曲线呈现先隆起后下沉的趋势,分析其原因,笔者认为:初始阶段,基坑卸载回弹对地墙向上的作用随开挖深度的增加而增加,因此墙顶隆起量随开挖深度增加而增加;当基坑挖深到一定阶段后,坑内地墙入土段减少,受到土体向上的作用增长幅度减缓,而地下连续墙外侧的土压力竖向分量增加幅度随挖深加快,地墙开始发生下沉。
实测结果显示,基坑北侧对坑内土体采用裙边加固区域的墙顶隆起明显小于其他区域,说明采用坑内土体加固方式对限制墙顶隆起量是非常有效的。本工程与文献[3]的实例相似,两者均显示各测点的墙顶隆起大小无太大差别,说明墙顶隆起变形受时空效应、支撑刚度等因数的影响并不明显。同时,墙顶最大隆起量均在10 mm左右,可以作为上海地区类似基坑的一般结论。
4 结论
文章介绍了上海世博央企总部基地启动项目——商飞办公楼基坑的设计、实施及监测结果,对实测地下连续墙变形状况进行详细分析,可供类似工程的设计与施工参考。根据本工程实测资料,针对地下连续墙侧的变形性状进行了研究,结果表明软土蠕变特性仅对基坑各边中部范围内围护墙水平变形产生较大影响,本工程连续墙侧向最大变形随土体蠕变的发展速度达0.55 mm/d,为软土基坑的变形控制设计起到很好的指导作用。结合相关文献,对地下连续墙墙顶隆起变形产生的机理进行了详细分析,实测表明墙顶隆起变形时空效应、支撑刚度等因数的影响较小,上海软土地区挖深15 m左右基坑的最大墙顶隆起变形一般在10 mm左右。
参考文献
[1]王卫东,徐中华,王建华.上海地区深基坑周边地表变形形状实测统计分析[J].岩土工程学报,2011,33(11):1659-1666.
[2]刘兴旺,施祖元,益德清,等.软土地区基坑开挖变形性状研究[J].岩土工程学报,1999,21(4):456-460.