围护结构变形

围护结构变形（精选八篇）

围护结构变形 篇1

一、基坑围护结构土压力与位移之间的关系

关于土压力随位移的变化, 国内外有很多学者给出了相应的计算公式, 但很多公式具有非常复杂的数学关系, 计算起来非常麻烦, 本文主要是要对开挖面以上主动区的土压力随位移的变化进行研究, 对土压力与位移的关系, 采用简单的线性公式来予以反映。

采用如下的线性公式:

上式中, Pa表示主动区的土压力;P0表示静止的土压力;Pacr表示极限主动土压力;Δ表示墙体的位移;Δacr表示土体到达主动土压力时所需要的极限位移。

二、极限位移的分析

对基坑的土体而言, 基坑的墙后土体分为两个部分, 即开挖面以下及以上两个部分, 这里所说的土体达到的主动压力主要指的是开挖面以上的墙后土体部分。基坑墙体达到主动土压力所需要达到的极限位移是不同与一般的刚性挡墙的极限位移的。

通过对墙后土体的变形进行相关分析, Caspe认为应该将墙后土体分为三个区, 取名A区、B区、C区, 具体的分区图如图1所示。其中, C区为未受扰动的区域;B区是弹性平衡区;A区是塑性平衡区。

Caspe认为B区中各个点之间的水平应变会随着x的增加而减小, 并呈线性变化, 式中L2表示的含义是B区土条的长度, x的取值范围是在L1的长度与L1、L2长度总和之间, 其中L2表示的是A区土条的长度。

后来我国学者刘兴旺等人在Caspeza的理论基础上, 进行了一些改进, 他们认为侧壁上的某点的变形情况应该表示为土条的应变积分, 如下式所示:

本文在研究的过程中, 假定土单元是一个弹性体, 得到单元土体所能够达到的极限破坏时所需的极限变形, 这是通过莫尔应力圆得到的, 并通过与Caspe的方法结合起来, 以此得到基坑侧壁上某点的极限位移。

一般情况下基坑的宽度要远远大于基坑的深度, 假设图1中的对数螺旋线是通过桩端的, 即f dbc, 为了方便推导, 可以将图中的f dbc、e0实线进行简化, 使其通过d、o点, 其斜率如下式所示:

通过几何关系可以得到:

式中的l0g是指0g线段的长度。图中的:

当0<h<H时, 墙体的侧壁的变形由三部分组成, 即A、B、C三个区域变形的总和共同形成墙体侧壁的变形, 如果将A区的土条的水平应变表示为εA, 而将B区各个点的水平应变用εB来表示, 则得到εB的表示式为:, 其中, , 而C区的水平应变为0。

将侧壁的变形计算转化为求点的应变计算是通过下式的积分式求解来完成转换:

随着基坑开挖工程的进行, 侧壁上点的侧向应力逐渐由最初的土体静止土压力转化为主动的土压力。如果将基坑的土体侧向的变形看成是一个平面应变的问题, 就可以根据应变关系得到下列关系式:

假设土体的竖向应力不会随着侧向变形而发生改变, 则εy为0, 这时εx的变化量就可以表示为土体的静止土压力与主动土压力之差。

三、基坑围护结构土压力分析模型

对于基坑围护结构土压力的分析模型的选取, 一般选取弹性地基梁模型来进行分析, 将围护结构用弹性地基梁进行简化, 作用在弹性地基梁上的荷载是基坑内外主动压力之差, 用刚度较大的弹簧来作为支撑的简化模型, 用刚度较小的土弹簧来作为土体的简化模型, 通过弹性地基的内力方程及梁扰度方程进行模型的分析。基坑的维护结构一般是选用柔性结构, 在开挖工程的实施过程中, 会发生一定的变形, 用这种简化模型进行分析, 与实际情况会存在一些不同。其简化模型如图2所示。

四、工程实例的分析

通过以上的研究方法, 在某地铁车站的基坑工程中应用这种方法进行研究, 该基坑的形状为长方形, 围护结构式钻孔咬合桩, 开挖深度为18.1 m, 宽度为18.9 m, 通过计算程序Mmehtod对车站深基坑开挖时围护结构的土压力与变形进行计算, 改进前后的墙体变形分别通过有限元程序进行计算, 并与实测值相比较, 实测的最大位移值为32.07 mm, 采用规范的土压力分布模式进行计算所得的值为25.1 mm, 而运用位移相关的土压力分布模式进行计算所得的值为30.07 mm。由此可见, 考虑土压力与位移关系的计算方式更加接近实测值。

五、结语

本文通过建立土压力与位移之间的线性关系来对基坑围护结构的达到土压力状态所需要的极限位移进行推导分析, 并通过编写Mmethod程序在实例中对考虑土压力与位移关系的计算方式进行验证。但是在实际工程中影响围护结构变形的因素还有很多, 需要综合考虑分析。

摘要：根据基坑围护结构土压力的特点, 分析土压力与位移的关系, 推导了基坑开挖面上土体所能达到的主动土压力, 围护结构墙体所要需要的极限位移相关计算公式, 并编写有限元程序Mmethod, 程序的编写结合按弹性地基梁模型。

关键词：基坑围护结构,土压力,变形,探讨

参考文献

[1]魏鉴栋, 徐凌峰, 凌道盛.位移相关土压力对深基坑围护结构的影响[J].低温建筑技术, 2010 (05) .

地铁车站围护结构施工 篇2

关键词：地铁车站；围护结构；施工

引 言

地下铁道是城市公共交通的骨干。它具有节能、省地、运量大、全天候、无污染又安全等特点，特别适应于大中城市。中国主要城市对地下铁道有较大需求，建设积极性较高，地下铁道交通发展迅猛，已有30多座城市建成了或正在新建、或拟就了建设规划。因此对地铁车站围护结构施工进行探究有非常重要的现实意义。

1 对地铁车站的围护结构比较

1.1 地下连续墙

地下连续墙，一般定义为利用各种挖槽机械，借助于泥浆的护壁作用，在地下挖出窄而深的沟槽，并在其内浇注适当的材料而形成一道具有防渗水、挡土和承重功能的连续的地下墙体。作为地铁车站围护结构的最常用的支护形式，在承载力和防水等方面有着巨大的优势，因此一直以来在地铁建设中有着广泛的应用，尤其是在沿海地区，有效的处理了软弱土的地基问题。但是这种围护结构也有自身缺陷，主要是建设成本太高和对城市的市政管线建设有比较大的影响。

1.2 排 桩

排桩是以某种桩型按队列式布置组成的基坑支护结构。排桩的应用也非常广泛，同时技术也很成熟，在许多内陆城市，包括西安等黄土地区中有着广泛的应用，最常使用的就是钻孔灌注桩。排桩的承载力比较高，施工较地下连续墙容易，但不能解决防水的问题，一般施工中需在排桩的间隙处喷射桩间网喷混凝土，以解决防水问题。排桩的缺点也同样是成本比较高，不是很经济。

1.3 SMW桩

SMW工法是以多轴型钻掘搅拌机在现场向一定深度进行钻掘，同时在钻头处喷出水泥系强化剂而与地基土反复混合搅拌，在各施工单元之间则采取重叠搭接施工，然后在水泥土混合体未结硬前插入H型钢或钢板作为其应力补强材，至水泥结硬，便形成一道具有一定强度和刚度的、连续完整的、无接缝的地下墙体。

1.4 TRD工法

TRD工法是将链式切削器插入土中，靠链式切削器的转动并沿水平方向掘削前进，形成连续的沟槽，同时将水泥浆从切削器的端部喷出，与土在原地搅拌混合，形成水泥土地下连续墙，并在水泥土墙中插入型钢，以增加连续墙的强度和刚度，最后在主体结构施工完毕后拔出型钢。TRD工法可以说是SWM工法桩的改进，扩大应用了范围，加深了处理深度。

TRD工法的特点：①整机的地上高度不超过10m，其地上高度与切削沟槽的深度无关，同时箱式刀具在筑造墙体时经常插入地中，故而装置的整体稳定性好。②筑成的墙体垂直精度高，并适合于各种土质条件下施工。③筑成的墙体连续无接缝等厚度，故而可适用于作止水墙体。④在切削沟槽时，因为是在全切削深度的内进行全区域的混合搅拌，故而墙体的质量均匀。⑤可在筑成的墙体内按实际计算结果以最佳间距设置芯材。

TRD工法具有施工效率高，工程造价低，成墙效果好，地层适应性好，环保等优点；TRD工法在地铁车站的基坑工程中的应用在技术上是可行的，在经济上是相当有优势的。

2 地铁车站围护结构施工要点

2.1 钻孔灌注桩施工要点

以某地铁车站为例，该工程采用钻孔灌注桩，围护采用钻孔灌注桩加水泥选喷桩作为止水帷幕，钻孔桩数量大、桩身长，施工质量的优劣直接关系到桩基和围护工程质量，更关系到整个工程的质量，因此，必须正确地选用科学合理的施工工艺，使钻孔灌注桩达到全部优良。

灌注桩属于隐蔽工程，但由于影响灌注桩施工质量的因素很多，对其施工过程中的每一环节都必须要严格要求，对各种影响因素都必须有详细的考虑，如地质因素、钻孔工艺、护壁、钢筋笼的上浮、混凝土的配制、灌注等。若稍有不慎或措施不严，就会在灌注中发生质量事故，小到塌孔、缩颈，大到断桩报废，以致对整个工程质量产生不利影响。所以，必须高度重视并严格控制钻孔灌注桩的施工质量，尽量避免发生事故及减少事故造成的损失，以利于工程的顺利进行。

该车站根据当地的地质情况，有针对性地选择钻孔施工方法：其中位于车站两侧的桩采用旋挖钻进行施工；横跨公路的中间段，由于地质条件良好，旋挖钻施工影响城市交通，采用人工挖孔桩的施工方法成孔。部分岩层较浅的车站围护结构亦可采用冲击钻冲击成孔的施工工艺。在围护结构的桩基施工中，桩基靠近主体结构侧墙一侧，宜远离侧墙边距离10cm左右，并在施工时保证桩基的垂直度，避免侵入主体结构。

水下浇注混凝土是用混凝土从孔底开始灌注，将孔内泥浆置换出来，成为混凝土桩的。在浇注过程中，应及时掌握孔内混凝土面上升的高度及导管插入的深度，测定每个混凝土面位置应取两个以上的测点，测绳受拉伸、湿度等因素的影响，所标长度变化较大，须经常校正。

2.2 旋喷桩施工要点

为保证钻孔灌注桩之间间距的止水性能，必须在灌注桩施工完成后继续施工旋喷桩。高压旋喷桩对处理淤泥、淤泥质土、粘性土、粉土、沙土、人工填土和碎石土等有良好的效果，在地铁车站施工中适用于围护结构止水。旋喷桩与钻孔桩一起形成围护结构止水帷幕，防止明挖施工过程中地下水的汇集、喷涌。

旋喷桩桩底一般施工至强风化岩层，钻杆无法下行为止。钻机采用双管高压旋喷桩及高压注浆泵，当钻杆钻到既定标高后用高压旋喷机把安有水平喷嘴的注浆管下到孔底，高压喷射水泥浆冲击切割土体，随着注浆管的旋转和提升而形成圆柱体桩体，浆与土体经过一系列的物理化学反应，固结成桩。旋喷桩截面必须与钻孔桩相互咬合，以便于保证支护、止水效果。

旋喷桩施工工艺属于一种比较成熟的工艺，在地铁车站围护结构止水有非常良好的应用效果，能够使开挖后的基坑不受潜水、地下涌水的影响。旋喷桩施工必须逐排进行施工，保证施工桩长及桩径。在开挖后如发现旋喷桩与地层相接处有涌水现象，必须及时补桩、堵漏。

2.3 支撐体系施工要点

支撑体系施工属于土方开挖前必须施工的临时构造，是为保证开挖后围护结构阻挡被动土压力所设置的结构。根据现阶段地铁车站所采用的支撑种类，分为钢管支撑与混凝土支撑两种，两种支撑各有优缺点。混凝土支撑具有良好的稳定性，且适用于复杂部位的支撑，但施工进度慢，影响土方开挖。钢管支撑具有施工简易、安拆方便等优点，但对于特殊要求的部位难以应用。

针对明挖车站的施工，为保证整个围护结构的稳定性，第一层支撑应全部采用混凝土支撑，第二、三层支撑标准截面宜采用钢管支撑，非标准截面采用混凝土支撑。如果第一道支撑体系应用钢管支撑，整个结构的稳定性能就非常有可能得不到保证，地铁车站坍塌事故往往出现在该问题的对待和处理上，如杭州凤起某车站。同时在开挖过程中，要对露出的围护结构桩基截面进行喷射混凝土施工，使其表面尽量平整，还要对有涌水的位置进行引流、堵漏处理。基坑内、外不宜做降水处理，但必须实时监测基坑周边以及围护结构水位、土体倾斜度的变化。

3 结 语

随着科学技术的不断提高，建筑新技术及新工艺也不断发展并完善起来。相当多的科研人员及业内人士非常重视地铁围护结构的设计与施工，其作为地下明挖施工的一个重要组成部分，对保证施工的安全、质量与进度具有非常重要的意义。

参考文献

[1]高志宏.浅谈明挖法地铁车站的设计分析方法[J].甘肃科技，2010（09）.

重力式围护墙支护结构变形分析 篇3

1 工程设计实例

1. 1 工程概况

本文以上海松江区中山街道新城某地块基坑工程为实例进行分析。该工程为1 层地下室, 基坑为近似长方形, 长边约211. 8 m, 短边约78. 1 m, 基坑面积15 503 m2, 周长573 m, 基坑开挖深度5. 9 m。基坑东侧基坑边线距离用地红线的距离为5. 6 m ~ 10 m, 红线外为通行道路, 道路下有雨水、污水管线, 距离基坑最近的雨水管线为11 m; 基坑南侧基坑边线距离用地9. 0 m ~ 14. 0 m, 红线外为现有道路; 基坑西侧距基坑5. 0 m ~ 7. 0 m, 为需保留施工道路; 基坑北侧基坑边线距用地红线7. 0 m ~ 9. 0 m, 红线外为空地。

1. 2 工程地质及水文地质情况

基坑开挖深度影响范围内土层自上而下分别为①杂填土、②粉质粘土、③淤泥质粉质粘土、④淤泥质粘土, 各土层物理力学指标参数如表1 所示。

1. 3 剖面设计及计算

根据工程开挖深度及周边环境情况选用双轴搅拌桩重力式围护墙的支护型式, 基坑深度5. 9 m, 选用4. 7 m宽重力坝, 插入深度7. 7 m, 基坑支护剖面设计如图1 所示。

剖面设计采用常用深基坑计算软件同济启明星进行了计算, 计算结果如图2 所示。从图2 可以看出, 重力坝坝体位移包络图呈直线状 ( 顶部位移最大) , 并且最终位移值达到122. 2 mm, 大大超过规范[5]及实际基坑开挖所容许的变形值, 在重力坝底部出现了负位移 ( 即向基坑外方向的位移) , 这与实际难以吻合。

2 有限元计算

2. 1 PLAXIS简介

本文采用PLAXIS对设计剖面进行模拟分析。PLAXIS程序是专门用于岩土工程变形和稳定性分析的有限元计算程序, PLAXIS程序应用性非常强, 能够模拟复杂的工程地质条件, 尤其适合于变形和稳定分析。本次采取二维平面应变有限元模型进行分析。基坑围护分析过程中, 针对不同分析对象采用不同的单元类型和本构关系, 分析模型的边界采用全自由度约束。本次分析采用了Hardening-soil模型, 该模型为等向硬化弹塑性模型, 可以考虑剪切硬化和压缩硬化, 并采用Mohr-Coulomb屈服准则, 用于基坑分析具有较好的精度, 该模型假设三轴排水试验的剪应力与轴向应变呈双曲线性关系, 同时采用弹塑性来表达这种关系, 而不是像DuncanChang模型那样采用变模型的弹性关系来表达, 克服了DuncanChang非线性弹性模型和Mohr-Coulomb理想弹塑性模型的不足。

2. 2 有限元分析模型

本次有限元分析对图1 设计剖面进行分析计算, 有限元计算模型如图3 所示。

2. 3 模拟结果

通过模拟计算分析, 得到最终工况 ( 即基坑开挖到底) 的土体水平位移图 ( 见图4) , 以及沿坝体内边位移图 ( 见图5) 。通过以上模拟分析得出: 基坑开挖到底后坝体最大位移出现在坝体顶部, 最大位移58 mm, 坝体有向基坑内方向的整体位移, 但数值较小。

3 现场实测结果

在基坑开挖施工全过程, 对基坑土体深层水平位移 ( 测斜) 进行监测, 与启明星计算结果及有限元模拟结果进行对比分析。在基坑周边设置了多点进行监测, 各监测点监测数据及变形趋势比较接近, 且由于本文篇幅限制, 在此只给出一个监测点 ( CX1 点) 在垫层浇筑完成后以及最终结构处 ± 0. 000 且回填完成后两个时间点的位移曲线, 如图6 所示。通过图6 实测数据结果并结合启明星计算及有限元分析结果可以看出, 实测结果显示当基坑垫层浇筑完成时, 坝体最大位移出现在顶部, 最大位移69. 9 mm, 与启明星计算结果相差较大, 与有限元分析计算结果基本吻合, 但实测结果偏大, 可能与实际施工中坝体施工质量有关; 在垫层浇筑完成时坝体位移69. 9 mm、基坑回填完成时坝体位移86 mm, 这表明在基坑垫层浇筑完成后到基坑回填仍会产生较大的位移, 这在有限元计算中较难分析考虑时空效应的变形计算, 同时也说明在基坑开挖到底后应尽快完成 ± 0. 000 以下结构的施工。

4 结论及展望

1) 目前常用的基坑设计计算软件同济启明星在重力式围护墙支护结构设计计算中位移计算值与实际偏离较大, 较难直接用于该围护型式设计中的变形预测。2) 采用有限元分析软件PLAXIS对重力式围护墙支护结构变形进行分析, 能基本预测基坑开挖到底垫层浇筑完成时坝体的位移值大小, 但对其后至基坑回填这段时间基坑位移情况目前尚无法进行分析预测。3) 基坑开挖到底垫层浇筑完成时至基坑回填这段时间基坑可能会产生较大位移, 因此, 在基坑开挖完成后应尽快完成 ± 0. 000 以下结构施工, 以期更好控制基坑变形。4) 控制重力式围护墙结构的变形关键是围护墙的施工质量控制, 在施工过程中应加强对围护墙施工质量的管理。5) 为了减少计算量, 加快计算速度, 本文采用二维有限元进行分析计算, 为模拟展现基坑开挖过程中“时空效应”[6], 建议今后采用三维有限元进行分析计算, 并按照实际设计分块开挖工况进行开挖模拟计算。

摘要：以上海市某深基坑工程为研究对象, 给出了采用“同济启明星”的变形计算结果, 采用有限元分析软件PLAXIS, 对基坑开挖过程中重力式围护墙进行变形分析, 通过与现场实测结果对比, 得出“同济启明星”在重力式围护墙支护结构变形计算中的不足, 而PLAXIS的模拟结果在趋势上与现场实测结果较吻合, 但模拟值数值上较实测值偏小。

关键词：重力式围护墙,基坑,PLAXIS,计算模型

参考文献

[1]刘宗仁, 刘雪雁.基坑工程[M].哈尔滨:哈尔滨工业大学出版社, 2008.

[2]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.

[3]王江宏, 王春波, 卢广宁.PLAXIS在深基坑开挖与支护数值模拟中的应用[J].山西建筑, 2007, 33 (35) :94-95.

[4]将霞, 杨小军.基坑位移监测技术[J].建筑技术, 2004, 35 (5) :347-348.

[5]JGJ 120—2012, 建筑基坑支护技术规程[S].

[6]王桂平, 刘国彬.考虑时空效应的软土深基坑变形有限元分析[J].土木工程学报, 2009, 42 (2) :114-118.

[7]梁发云, 杨开彪.上海规范重力式围护墙稳定性若干问题探讨[J].岩土力学, 2015, 23 (35) :54-56.

围护结构变形 篇4

关键词：软土,深基坑,地下连续墙,变形,动态平衡

深基坑施工在目前中国的基础设施建设中具有越来越重要作用, 尤其是近几年各重要及经济发达城市中地铁交通线的大量修建, 更加确定了对深基坑施工研究的重要性。由于软土地区的不良地质影响, 深基坑施工难度加大, 施工安全也受到严重影响, 因此对沿海一带软土地区深基坑施工过程围护结构变形规律的研究就具有更加重要的理论和现实意义。本文对宁波市轨道交通1号线一期工程TJ-VII标地铁车站深基坑施工过程的监测数据及围护结构变形特点进行了详细的研究, 并对其变形规律、原理及其控制措施加以探讨。

1 工程概况

宁波市轨道交通1号线一期工程TJ-Ⅶ标车站总长448m, 包括海晏北路站及西延段, 本文以海晏北路站西延段为主要研究对象。海晏北路站及西延段为1号线中间站, 车站位于东部新城规划宁穿路下, 沿宁穿路布置, 呈东西走向。

1.1 工程地质条件

海晏北路站西延段场地第四纪地层发育, 厚度大于70m, 成因类型以海相沉积为主, 总体特征为: (1) 沉积物粗细韵律变化明显, 总体趋势呈自老至新粒度变细, 具多旋回性。 (2) 沉积物的沉积环境由陆相向海相过渡。中更新世早期以洪积为主, 中更新世晚期～晚更新世早期以冲积、冲湖积为主, 晚更新世晚期以海陆交互沉积为主, 全新世则以海相沉积为主。车站基坑至上而下地层为:杂填土、粘土、淤泥质粘土、淤泥、淤泥质粘土、灰色粉砂土、粉质粘土夹粉砂、灰色粉质粘土。地下水由浅部土层中的潜水、砂土中的微承压水及深部砂土层中的承压水组成。

1.2 基坑围护结构设计概况

海晏北路站西延段车站基坑长180.80m, 标准段基坑宽21.30m, 西端盾构井宽25.76m。基坑标准段深约16.5m, 西端头井基坑深度约18.74m, 围护结构采用800mm厚地下连续墙, 标准段设5道支撑加一道倒撑, 西端盾构井段设6道支撑, 第一道为8 0 0 m m×800mm钢筋混凝土支撑, 钢筋混凝土支撑水平方向平均9m间距布置;钢支撑水平方向间距2.8m～3.5m布置, 标准段第四道钢支撑为双拼支撑。

1.3 基坑开挖前加固情况

西延段车站西端头井段基底采用三轴深层搅拌桩加固, 标准段采用裙边加抽条加固 (基坑周边裙边加固区宽度4m;每条加固区宽3m, 两条加固区间距一般为9m, 共计14条抽条加固区) , 三轴搅拌桩强加固范围为基底以下3m, 弱加固区为基底以上范围, 强加固区水泥掺量为20%, 弱加固区水泥掺量为7%, 水泥搅拌桩为密排桩。在三轴搅拌加固区裙边采用旋喷桩加固, 强加固范围为基底以下3m, 弱加固区为基底以上范围, 强加固区水泥掺量为20%, 弱加固区水泥掺量为7%。西端盾构井墙拐角处采用双重管高压旋喷桩加固, 每个地连墙接缝处采用3根三重管高压旋喷桩止水, 加固区水泥掺量为35%。

2 深基坑施工过程围护结构的变形规律及原理原理分析

2.1 围护结构的变形特点及规律

经过对宁波软土地区海晏北路站及西延段基坑施工的大量监测数据分析及过程控制总结得出以下几点围护结构的变形特点及规律 (本文主要以西延段西端CX45和CX57号测斜孔为例) 。

(1) 基坑开挖前连续监测报告显示连续墙基本无变形。

(2) 基坑开挖后 (在开挖到第二层土后) , 钢支撑架设一道或两道, 墙体变形最大量在开挖面以下4m左右, 如图1所示。

(3) 基坑开挖到基底时, 连续墙日变化率最大。最大变形量发生在基底以下4m～5m, 最大变形量一般为50mm左右。

(4) 通过对整个施工过程中围护结构地下连续墙变化特点的研究, 可以发现:围护结构的最大变形量一直发生在开挖面以下3m～5m, 从开挖到结束的整个过程中, 基坑一直处于动态平衡或动态趋近平衡过程中。地连墙变形量最大的地方应为围护结构受力 (外部水土侧压力与基坑内支撑的支撑力) 最不平衡的位置 (或者说是内外受力偏差最大的地方) 。

2.2 围护结构变形原理分析

(1) 在基坑未开挖前地连墙基本没有变化, 开挖后未架支撑前因为基坑内部没有与外部主动土压力 (侧压) 平衡的力, 所以此时围护结构变形速率最大。经统计, 在架设支撑后连续墙还会继续变形, 只是速率会慢慢变小, 或者偶尔出现反弹现象, 直到内部支撑的支撑力与围护结构外部水土侧压力达到或趋于平衡, 这时的地连墙变形量最小, 或在来回波动中趋于平衡, 因为在施工过程中有很多因素 (比如施工过程中的机械振动、坑外水位随气候的变化、基坑开挖的继续进行等) 会导致这种平衡不能达到稳定或静态, 所以这种平衡有时会来回的波动。

(2) 随着基坑开挖的进行, 坑内土体的卸载量越来越大, 开挖面以下的土体的泄压速率和泄压量也会越来越大, 同时伴随的坑内土体的上浮量 (隆起量) 也会越来越大, 速率也会慢慢变快 (因为越往下的土体在原始状态下的受压越大, 密度也会整体呈上升趋势, 但是如果开挖的工期很长, 开挖面下地层的土压卸载和土体上浮已经达到平衡, 也会导致继续开挖时土体上浮量的减少) 。所以相应坑外土体的主动侧压力也会越来越大, 在基坑内土体开挖后连续墙的变形速率和变形量也会越来越大, 直到支撑架设之后与之达到相对的动态平衡, 这种变化就会趋于平缓。

(3) 在基坑开挖到基底的时候坑外土体主动侧压力与坑内支撑反力差在相应位置 (基底一下4m～5m) 达到最大, 在这个位置也就形成了围护结构变形量最大区域。在基底以下4m～5m位置墙外土体侧压力与坑内支撑反力差达到最大的原因是:在基坑开挖到基底时, 由于基底以下一定深度的土体一直在泄压和上浮且受到一定扰动, 所以结构发生了变化, 同时密度减小、主动压强降低。所以基底往下延伸一定深度时所增加的侧压量小于相同情况下墙外土体的增量, 但是越往深处延伸, 土体的扰动、泄压、结构变形量越小, 地连墙内外土体的侧压力会越来越接近, 所以会越来越接近平衡, 无论开挖到哪一层土, 情况一般都是相似的。

3 深基坑施工过程中对围护结构变形的控制措施及其建议

通过对软土地区基坑施工的大量经验与实践的总结, 对深基坑施工时围护结构地下连续墙变形控制提出以下几点措施和建议。

(1) 提高围护结构地下连续墙施工质量。 (2) 严格按照时空效应理论指导开挖, 合理分布钢支撑位置, 加快支撑架设速度, 减少无支撑暴露时间, 科学对钢支撑加力 (分2～3次加力, 每次时间间隔5～10分钟, 最终达到适当大小的预加力) 。 (3) 加快基底垫层、防水和底板的施工 (基底垫层施工应分段进行, 不宜过宽, 最好以6m左右为一个单位进行, 这样会加快垫层施工速度, 减少无支撑暴露时间。基底垫层的铺设可以大大减缓基底以下土体的上浮泄压, 也减缓基底土体结构的变化, 同时也作为一道强有力的板撑控制墙内外压力的平衡;底板的铺设直接作为一个强大的刚性体, 平衡墙外土体的压力, 提高地连墙的刚度和扭矩) 。 (4) 尽量减少施工时重载机械的扰动和墙外一定范围内的 (如土体、钢筋等) 的重物堆载。 (5) 基坑开挖时维护结构的渗漏会引起坑内土体的浸润湿化作用, 从而改变了土体的含水率等宏观物理指标, 诱发 (粘性土) 土体微结构失稳, 同时渗漏和降水会引起坑内外土体的渗流和负孔隙水压力的消散从而导致土体物理性质和内结构的改变。这些都会加大基坑开挖时内外力的不平衡, 造成更大的变形。所以要做好连续墙接缝处止水桩质量, 保证止水效果。 (6) 在基坑开挖时, 架设第一道支撑前应尽量减少基坑开挖的深度, 把第一道支撑在合理的标高上 (尽量降低) 与冠梁结合起来, 减少基坑变形量;开挖到基底时, 最后一道钢支撑的标高应在不影响主体结构施工的条件下尽量放低, 以减少基坑内外应力不平衡的空间, 能有效减少基坑的变形量。 (7) 在围护结构变形速率较大的地方 (如设置下翻梁的位置) , 如一时得不到很好的控制, 应及时补加临时钢支撑, 待变形趋于稳定且相应结构施作完成后再拆除临时支撑。 (8) 深基坑内基底加固对深基坑开挖时连续墙的变形有很好的缓冲作用。如果这种缓冲作用很小的话, 在软土地区基坑开挖时很容易造成坑外土体的快速变形而造成土体结构严重失稳, 这将会快速增大水土的侧压力, 对控制基坑变形极为不利。所以一定要做好深基坑内基底加固质量, 尤其是裙边加固时加固体一定要与围护结构地下连续墙紧密结合, 不能出现连接缝隙, 加固深度最好达到基底以下6m范围 (由于考虑到施工成本问题, 设计上一般只设计加固到基底以下3m范围) 。 (9) 根据现场监测数据及实际情况可知, 基坑施工周期越短、施工速度越快, 对基坑变形控制越有利。所以在基坑开挖施工前一定要组织和安排好各方面准备工作 (如基坑施工方案、施工计划、组织管理方案、施工人员、施工设备、出土设备及准备工作等) , 一旦开挖, 最好顺利、快速进行。 (10) 通过对围护结构地下连续墙外水土主动侧压力的科学计算, 合理设计地下连续墙的结构构造, 降低施工的难度也增加施工的安全性。

4 结语

以上是对软土地区深基坑施工过程围护结构地下连续墙变形规律和原理的一点不成熟的认识, 以及对如何更好的控制深基坑变形给出了一些措施和建议, 望各同行给予批评和指正, 同时也希望能给日益增加的软土地区深基坑施工人员一点参考。

参考文献

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围护结构变形 篇5

-6.700-6.700-11.700-12.2001~000-17.500大廋棰坑-21.300-25.300-25.00025 000 76 000图b与2号线剖ffli关系基坑与地铁1、2号线的剖面关系表丨土体物理力学特性层号L类名称层厚/…重逝/點聚力内摩擦角/ ( (5) 杂填±黏性土粉土黏性土粉七粉砂强风化V中风化V19.20.19.20.20.2 1.101330152围护结构设计与分析考虑周边环境的复杂性.大厘基坑工程的变形控制等级为一级, n变形控制要求严格, 即围护结构最大水平位移要同时《o.1 c/ (// (H为幵挖深度25m) 和30mm故采川弹性土所力模嘲和经帅土压力模型分別计算, 并运川三维有限元软件M i.lasGTS建立三维有限元模塑进行校核—2.1基坑支护结构选细基坑围护结构施工通常有两种形式, 即顺作法和逆作法。当丨周护结构采川放坡幵挖、悬臂式挡墙、重力式挡墙、板式拃墙时, 基坑幵挖可以采用顺作法;当支护结构形式为地下连续墙、密排桩与内衬墙构成的组合体系时, 基坑开挖可以采用逆作法h±0.000—一邏1-6.700=1120 (1-12.200-17.500-17.500 kmm-24.400-21.300:25M () "no-34.00025 000 12 500a与I号线剖而关系..±0 000_大厦I:程场地地形、地质情况复杂、地下室超K�超深、工期紧、支护难度大本T.程五层地下宰的北侧1V两南侧边线与I、2号线地F连续墙贴紧, 采用顺做幵挖法.1, 2号线相邻处地下连续墙将外露, 无法保证对1、2号线的侧向支撑, 造成水平变形过大, 影响地铁1、2号线换乘站的结构安全结合1、2号线地下连续墙设H·方案, "f与I、2号线交接处共川地下连续墙以降低闱护I:程造价其次利川1、2线原施工单位成功经验、施工设备、施工场地和临建, 扩大施工场地的作业面。综合分析, 最后确定采川逆作法的闱护设计方案2.2汁算校:型简介利用通用有限元软件Midas GTS建立三维模型, 其尺寸为:长400m、宽300m, 高85 m土体本构模型采用Mohr-Coulomb准则, 钢筋混凝土结构弹性模型土体采川三维实体单元, 地下连续墙和楼板均采) II平时板单允, m梁、主次梁以及立柱桩均采用梁中.元地下连续墙村料为水下混凝土C35, 地下连续墙长33m�厚Im�其余结构尺小和材料按实际取值坑外超载取20kl>a冇限元投:型中的土体J「·挖根据实际施工方案确定, 利用软件中的激活和钝化单元模拟上体汗挖仞支撑结构 (1·先生成仞i式应J�场, 冉按照逆作法幵挖1:序分层幵挖土沐, 设置支撑, 直至开挖完毕对于弹性地基梁法和经典法, 通过杆系冇限元建立模型并计算, 其过程与上述过程类似, 限T:篇幅在此不再叙述下面将分別按照三种丨丨·算模喟汁算分析, 计算模型如阁2所示2.3计算分析丨:况为7能够得到在各个幵挖T.况F的变形和受力, 按照实际逆作法设计以及施工方案, 将各个开挖步骤合理简化 (见表2) ill于堪坑幵挖存在吋空效应, 所以在逆作施T要考虑时空效应带来的影响合理安排施工工序, 处理好支护、幵挖、降水者之间的关系大厦基坑从上至下分层开挖, 大®基坑分叫层开挖, 幵挖深度为25.0m�地下连续墙厚度为1">考虑楼扳取土口开洞会影响支撑的变形和受力, 要及时架设临时支掙, 以保证地下连续墙的侧向刚度。000口98

a弹性地基梁法b经典法c〒推奋IMm投璀图2计算模型表2施工工况r.况T�况描述丨况丨从丨‘丨然地if F挖€-0.1 m, 绕筑顶板 (H0板) I:况2汗挖61 I层l:f隹至-5.4m T.况3浇筑负丨层收板�mte>丨况4汗挖负2层上体茔-10.7m「况5浇筑负2层眩板 (U2板) 厂况6;If-挖负3层上I本至-16.0m r.况7浇筑负3层底板 (153板) T.况K幵挖土体至秘坑底部-25m I:况9浇筑负5层收板 (155板>I:况⑴浇筑负4层底板�B4板) 2.4新建地下连续墙计算结果计算结果如下 (1) 弹性地基梁法:负弯矩-2 527.16k N·m, 正弯矩2 313.99k N·m; (2) 经典法:负弯矩-5 163.00k N·m�正弯矩8 145.9lk N·三维有限元法:负弯矩_2 453.81k N·m�正弯矩2 200.88k N.m从计算结果可知, 地下连续墙的弯矩绝对值, 在采用二.维有限元法计算时最小为2 453.81 k N·m, 弹性地基梁法居中2 527.16 k N·m, 而经典法最大为8!45.91k N.m三维有限元法计算的地下连续墙弯知i仅为采川经典法in得到疼矩的30.%, 弹性地基梁法计算的巧矩值为经典法计算的弯矩{M.31%J%原丨大1是:三维有限元法能够考虑空间效应, 基坑模拟更加接近实际情况经典法未考虑围护结构和土体相互作用, 计算结果过J-保'�v-弹性地基梁法适当考虑r结构与土体的变形协调, (II是弹性法的地m反力系数m以准确确定, 所以JL:准确度难以保ill-�5讨于椹坑支护结构的设i i-, 如果采⑴经典法i卜%值进彳r配筋, 配筋M大11.较密, 施亡I利难, 丨1不经济, 弹性法汁算值进行较为经济合理, 0:1是对JI:地基反力系数取值要合理选择, 同时采用存限元法对其进行校核, 确保在复杂结构11‘陶护结构的安全3地下连续墙位移分析-If点分析1%侧K基坑新建地F连续墙‘I-部、ffl点1、角点2和ffi点3, 以及共用地下连续墙的变形规律图3为地下连续墙的水平位移云阁, 其H向以坐标轴正向为正由m 3可知, 基坑的最大变形发生在地K连续墙巾间部位, 地铁站墙体向中部变形较大图3地下连续墙与地铁站的水甲位移云图3.1甚·坑屮部地下连续墙变形分析阁4为基坑逆作施n过程各个施工阶段南侧和东侧新建地下连续墙的侧向变形I丨1图4可知, 开挖深度与地下连续墙的水萨位移呈正比关系地下连续墙最大水平位移随n开挖深度的增加而增加, 其出现的位置也逐渐向f移动。基坑的最大水平位移为23.7 mm, 是作;F挖完D^rn.Aci-Mi-:N I‘Vmm+2 404230^001·2 254040-001'2.103850>001<1'>53660'0 (11’1.803470+001·I 653280-0 (11’I 503090'001·I 35290'001·1.202710 001H.052520·001'9.023260-000-7 521:>5 () 000+6.019460>0004.517560^000·.v O 15660 000·1.513760-000·1.186210^002

c魚点丨位移图5角点处的水平位移但是角点3处最大位移位置在-14 m左右, 而角点1、2则发生在顶部具体分析如下:当基坑开挖第I层土体后, 对于角点I和角点2, 其顶部y向位移分别为2.8 m m和3.2mm随开挖深度增加而增大, 皆小f基坑中部的位移EL%变化趋势相近其主要原因足:基坑Pi J角+丨邻两边地下连续墙尺寸村I差比较多, 在.v向上有阴卩丨I角之间的地下连续墙较fe, 其刚度较大, 所以使得剛阳角处的) ·向位移变化相似对f角点3, 其顶部位移较小稳定。其主要原因是:阴角两侧的地下连续墙尺十相差不多, 对其约束相近b角点2»丨4水平位移图4新地下连续墙的水平位移毕后, 丨丨现在长边的「丨1间部{>/-其'、于设计所要求的 () ·I%A/ ("为25 m) 和30mm之间的较小值25mm�因此地下连续墙处厂·弹性阶段且稳定、具体分祈如下1) ’负1层土体丨I-挖%毕后, 陶侧和东侧新地下·迮续墙顶部均偏向坑内, 水位移分別为7.77mm和6.92mm随着后续) 丨:挖, 其顶部位移猫本不变nr知水平支撑的平面刚度很大, 能很好地约束地F连续墙顶部的侧卩1丨变形2) 随着逆作施I继续进彳f, 开挖深度增加, 地下连续墙最大水平位移的位置逐渐下移, 并H现I现形”现象, 最大水平移出现在-14m深度左f, .M大侧移mi�J��24.I mm, 说叫按逆作法施丨:, 地F连续墙的水平变形能满足设汁要求的25 mm, 低是非常接近, 需要做好监测, 以便调整后续施工措施因此在中部位置要及时施I�B2、B3板11减少土体的暴露时间3.2基坑角部位移分祈基坑中往往山f形状的不规则, 角部效应对搖坑支护结构的设计和施厂―带来很大影响文献[6-7]巾就提出在基坑支护结构中阴阳角处存在明!ii的空间效应, K-阴阳ffl处的位移模式明M区別于基坑中部的位移模式由丨冬丨4和图5可知, {v.地F连续墙的顶部基坑角部的位移小于褪坑M‘部的位移基坑巾部的地下连续墙变形呈现“弓形“, Ifii在角部则近似为I'i线, 体现r角部具冇较强的刚度ffi点1、角点2和角点3的最大位移都随着) I-挖深度的憎加而增加I苟侧新迖地连墙侧叫位移Z⑴东侧靳迷地连墙则丨“丨位移mm5 10 15 20 25 30-30-25-20 5_10_5 Ao丨2345S-789丨况况况况况况况况况rxtrrr1:X, r.·!.2「三r l…二5ftd2i«.3况况况別T_r.L1:I:1;r-X1;1:三三!兄兄兄w兄兄兄兄x?Hx?HT*TTr;J;T;三二三二SS目=趔浅三二t三

图7与地铁2号线共用的地下连续墙.r向水平位移3.3共用墙变形分析巾尸新建超岛层基坑/丨·挖利川既行I、2'0·线个:站地下连续墙n·:为围护结构, I大1此站坑j F挖和支撑会对既有车站的结构造成影响, 引起相邻既有个:站结构发生变形闪此重点分析共川地F连续墙的变形和地铁站结构的变形由图6, 7可知, 基坑开挖使与I、2^·线共川的地F连续墙向播坑H向移动, 并IL i L:ik大水f位移随着基坑) 「·挖深度的增加而增加, I'-J时}L:丨、>:n向F移动'5 I、2号线共用墙的水平位移最大值分別为2.4mm和7.8mm�均小J-10mm说叫满足地铁站的一级保护要求 (墙体的允许最大变形M为10......) 'j 2线J1�:用墙的变形规律和新地F连续墙类似, 但是4|号线共川墙行明y�的K別, r (\重点分析与I丨'3-线儿川的地F连续墙, 11-体分析如F位柊/mm图6与地铁1号线共用的地下连续墙.r向水平位移位移/mm「厂斗搖坑斤挖第1层土体肟, 地K连续墙的顶端向坑外位移约为I mm, 且/!-:后m的施I:过H 11‘®水维持不变JI:主要原W是在基坑东侧冇超载, |丨:T]时楼凉刚度较k, 将东侧的受JJ传递到共川墙说明逆作法水平支撑 (楼盖) 能够有效限制地卜连续墙的顶部位移在共用墙的中部向基坑門/li, Jt J!]墙整体呈现"‘";形”形状, 原IM为·墙叫侧为12建的个:站, 东侧m坑'n侧) I:挖卸载, 导致地铁站整体向基坑侧移MM.h丨I尸地铁I 5}·线底板低r大原基坑底部设M·标以约6m, 所以典川墙嵌部竹离職约I.I mm2) 继续向k逆作I f挖, 在第m步I r-挖后, 地下选续墙水平位移的峰值的位置山7m左心突然增大到20 m左“这K别f 2号线的J��:川墙变形的规律K-原因U 2条:I (, JI:他位?;大m基坑的友撑 (楼板) '-i I、2号线的楼板锥本在同-你高, 其刚度较大似足 (V-20m左々处I、2号线在此处无楼板;11·';线肢板要低J·基坑底部设汁标n, 2巧线底板q基坑底部大体位F同一标高I号线付共川墙的底部约束要小r23线对共川墙底部约屯4对地下连续墙的变形分析及加固方案从L述分析中可知.地K连续墙诚大变形M:达24.1 mm, 虽满id变形要求25_, 但丨丨常接近, 同时兮i M沾坑周边环境U杂性以及沾坑‘I‘周边超载的变译忭, 所以作地F连续墙施丨:前对坫坑外约2.5 m范m内川I'I:径0.65 m水泥搅拌桩加IM.加间范11>|为冠梁顶至强风化岩层约33m采用直径0.8m旋喷桩对先后施工的地F连续墙‘V搅拌桩或搅扑被之问的接缝进行防渗处理采川2种方案进行比较:0) 加丨i1彳K土体无侧限抗H (强度7 l l^].4MPa�2) }m K土沐无侧限杭丨丨 (强度…>2.8MI'a|丨|J*i JII|.'.1|X�离周边建筑物较近 (M近4 m左右) , 以及加M深度达到强K化fi, 所以未考-虑加固深度和宽度付新建地K连续墙和共州地下连续墙的影响地下连续墙的水平位移如图8所示_8可知, 加固后地F连续墙的变化趋势m本相同, 但是加固后有效减小r新地下连续墙的I7-34S-5789M

图8地下连续墙水平位移最大水平位移, 且随若加同强度的增加, 新地下连续墙的变形越小;然而对共丨丨丨墙的水平位移在加同后增大, 丨I随着加同强度增加逐渐增大新建地下连续墙均向坑内偏移, 共川墙顶部则向坑外偏移, 两侧和北侧共川墙顶部水平位移却不同, 其值分別为0.48mm和3.3 mm, 其原闪主要是东叫朝l"J (基坑长边) 支撑刚度小于南北朝向 (基坑短边) 的刚度。以」:分析町知, 加W对地下连续墙顶部的位移影响很小;加M能够有效减/j、新建地下连续墙水平位移, 却增大了共叩墙的水平位移, M时楼盖水平刚度对地下连续墙的顶部位移冇影响闪此在甚坑汗挖中是否采取加同措施, 要结合考虑地下连续墙白身的变形以及对相邻地铁站的影响, 否则将不利丁·相邻地铁站的安全5结语1) 通过1 j原h案比较分析I'[知, 利川三维有限南侧新建地连墙侧移/mm-10-5 0 5 10 15 20 25-tl»|北W共坩墙侧移/mm河鲥共用墙.咖丨位移/mm东M新逑地连Jfei W位移/mm-25-20-15-10-5兀法对常规设计方法进行校核可彳T, 如果按照传统的经典法计算, 将会使地F连续墙配筋过密, 増) \施T.唯度。2) 逆作) 丨:挖地下连续墙的最大侧移发生在基坑屮邰, 顶部和底部位移较小新逑地F连续墙均向坑内发生水平位移, 但足共川墙顶部则发生偏离基坑的位移, 其大小与支护结构刚度有关, 支护刚度大则偏移大.3) 基坑角部 (1、2和3) 处的地下连续墙位移明显小于基坑巾部地下连续墙的位移角点I和2在v向的位移较为接近, 位移变化与角点两边的地下连续墙民度打关角点变形近似呈现线性变化, 类似刚体变形。4) 丨13于基坑北侧和西侧是地铁换乘站, 对基坑单侧加[-'-I能冇效减/j、新施工地下连续墙的水平位移, 但是单侧加间却增加了共〗丨j墙水平位移, 因此在选择是否加固时, 要考虑共用墙的变形, 否则会影响地铁站的安全参考文献:[I]汪巾II, 刘闺彬, E旭东, 等.复杂坏境卜地铁深蓰坑变形行为的实测研究i j].V;I I 7:报.2006 (10) :1263-1266.[2孙a宝.敏学军.逆作法在地k r.程施「中的应用[j.建筑技水, 2013 (6) :513-516.13 j f.'丨jf华.林xm.唐yi', 等.I海m创兴金融中心大isi深袖we工程逆作法的实测与研究[J J.31业建筑.2006 (12) :44-48.[4 jt翔·孙k/R.令芙.fp.in�w轴深大坫坑逆作法拖n变形控制研究[J·V;土I报学报, 2009 (7>:I丨27-丨丨32.[5王旭军.I.海中心大股裙I;;深大堪坑T程|丨;丨护墙变形分析J].岩打力学与J�程学报, 2012 (2) :421-431.I 6<;B50007 201 I让筑地战) , t础设i|规范S.北京:中国述筑I版扑, 2011.7赵锡宏.m m明, 胡中雄·, ·.·;, m逮筑深基坑m护丨:程实践1 j分析[VI].I.海:同济大学出版社, 1996.[9杨、强, 刘祖德.何世秀·论深基坑支护的空r«ij效应j]·V;t工程学报.1998 (2) :74-78.

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围护结构变形 篇6

基坑开挖工程是一个复杂的岩土工程问题[1~5],涉及到多方面的技术,其中包括土力学中的土压力理论问题、基坑支护体系优化优选的问题、基坑围护结构受力变形的控制问题等方面。为了适应城市发展的需要,基坑开挖的深度越来越大[6~7],对环境方面的保护越来越严格,对于城市地铁的基坑开挖工程[8~9]尤其如此。

武汉地处长江冲积平原的中游地区,地层以第四系近代人工填土层Qml、第四系中更新统冲积层Q2al、第四系中更新统冲洪积层Q2al+pl、下伏基岩为三叠系下统大冶组T1d灰岩、钙质泥岩为主。局部分布有容易产生岩溶灾害的灰岩区域,地质条件十分复杂。与其他城市地铁相比,武汉地铁具有独有的特性。本文研究的武汉地铁2号线上的名都车站基坑,地质条件尤其复杂,地处岩溶发育的区域,位于剥蚀垄岗、残丘地貌单元,地下水丰富,主要为孔隙水和岩溶水。基坑周边附近还有一栋保利地产新建的30层左右的楼盘。综上所述的复杂情况,使名都车站的基坑开挖工程难度尤其大,监测、分析并计算预测其变形规律,特别是对基坑安全影响最大的水平位移变化规律的研究,具有十分重要的指导意义。

鉴于国际著名岩土工程有限元软件MIDAS的丰富本构模型和优越的前后处理及计算性能,本文利用该软件进行仿真建模,并结合实际的现场监测结果和施工步序进行仿真计算和分析。

1 MIDAS/GTS简介

MIDAS/GTS(Geotechnical and Tunnel Analysis System)软件由世界最大的钢铁集团韩国浦项制铁(POSCO)集团开发,是将通用的有限元分析内核与土木结构的专业性要求有机地结合而开发的岩土与隧道结构有限元分析软件。MIDAS/GTS独具尖端的可视化界面操作,适用于基坑开挖及回填的施工过程分析、考虑各种工法的隧道及地铁的施工模拟分析、大型边坡稳定性分析、渗流分析、固结分析以及动力分析等岩土及地下工程中常用的分析领域。

本文在建立名都站深基坑有限元模型中,将岩土体作为弹塑性材料[8],采用摩尔—库仑本构模型。岩土体的主要破坏类型是剪切破坏,即土体内部任一面上的剪应力达到其抗剪强度时产生的破坏,摩尔—库仑本构模型能合理地描述岩土体非线性阶段的塑性变形与屈服、破坏的特性,也可以科学地考虑强度随围压变化而改变的性质[10],所以本文采用摩尔—库仑本构模型作为岩土材料的本构。

2 工程概况及测点布设

2.1 工程概况

名都站是武汉市轨道交通二号线一期工程主线的第20个站,位于虎泉街与雄楚大街交叉口,沿虎泉街设置。虎泉街道路交通较为繁忙,规划红线宽度为30m。在基坑开挖深度两倍范围内,站位北侧分布有在建的住宅楼保利华都,南侧分布有2栋建设年代较久、层高约5~6层的西藏中学学生公寓楼。建筑物基础型式为条型浅基础,建筑物距基坑开挖线约7~8m。名都站附近车流量较大,地下污水管道、自来水管道、天然气管道等多种构筑物及地下管线(埋深约1~2m)较密集。

名都站为地下两层岛式车站。车站有效站台中心线的里程为右DK26+259.707,按八辆编组土建预留车站总长度为241.3m。车站结构选用10m站台单柱两跨两层矩形框架结构,标准段结构外包尺寸为18.90m×13.31m,车站顶部覆土控制3.0m。车站主体结构基坑开挖深度为15.37~19.87m,按照国家和湖北省建筑基坑支护的有关技术规范和规定,名都站深基坑支护的安全等级为一级,重要性系数1.1,地表沉降最大值和围护结构水平位移最大值均不得大于40mm。综合本站周边环境、地质条件和工程造价等,本车站主体围护结构采用钻孔灌注桩,围护结构内部的水平受力体系采用钢管内支撑方案。钻孔灌注桩桩径1.0m,桩中心距1.3m。

基坑四周地表假定为水平地面,且各地层分布均匀无交错;各地层通过实体单元来模拟,各地层参数根据武汉地铁提供的地质勘察报告,经地层简化及模型优化,取地层参数如表1。

2.2 监测内容及测点布设

本基坑监测分为围护结构本身监测与基坑周边环境监测[11]。围护结构本身监测项目有:围护桩侧向位移、桩顶沉降及水平位移、钢支撑轴力;基坑周边环境监测有:地表沉降、建筑物沉降倾斜、地下管线沉降、土压力、土体侧向位移、地下水位。图1为基坑平面测点布置图,图2为T87剖面监测点布置图(其他剖面的监测点布置与此相同)。

2.3 施工工序

本站受交通疏解的限制,施工场地范围较紧张,需占用虎泉街大部分车道。车站分两期进行施工,第一期施工主体,第二期施工附属结构。主体结构自北向南分为六个阶段。基坑开挖在充分考虑时间、空间效应的前提下,遵循“开槽支撑、先撑后挖、分层开挖、严禁超挖”的原则,随挖随撑,作好基坑排水,减少坑底暴露时间。

基坑从上至下分层开挖,车站主体基坑分三层开挖,通道、出入口、风井等附属结构基坑分两层开挖。只要基坑空间满足支撑架设要求,则及时架设钢支撑,以保证围护结构的稳定。其施工工序如下:

(1)分析初始地应力,在模拟施工过程中,土方开挖是在土体自重作用下固结沉降计算平衡后开始的。

(2)进行钻孔灌注桩施工模拟。

(3)开挖至2.9m(其中超挖0.5m),此时还未施加第一道钢支撑,围护桩近似于一根悬臂梁。

(4)施加第一道钢支撑并开挖至8.1m(其中超挖0.5m)。

(5)施加第二道钢支撑并开挖至13.2m(其中超挖0.5m)。

(6)施加第三道钢支撑并开挖至17m(基坑底)。

3 围护结构水平变形分析

作为起支护作用的排桩,对其位移情况的实时监测,对于基坑、周边建筑物、地下管线的稳定,具有非常重要的意义;必须使其最大位移不超过最大容许值。为了合理优化支护结构,排桩的变形情况是重要的依据。该项监测工作采用CX-3测斜仪对测斜管进行双向量测,自下而上地沿导槽全长每隔0.5m测读一次,通过对铅垂方向土层或围护结构内部不同深度、不同时间的测量,可以及时准确地了解基坑侧壁的水平位移量及其变化规律。

由于基坑的施工,使周边土体、建筑物对围护桩的影响加大,从而改变了场区内原有的应力状态,使应力发生重分布,从而使桩体产生水平方向的变形。

Clough&O'rourke[12](1990)认为墙体位移可以分为3种模式:(1)悬臂式位移,一般在围护结构顶端还没撑好支撑时发生;(2)深槽的内向位移,当支撑系统撑上后,由于支撑构件的约束而发生;(3)二者的混合位移。吴佩轸[13]根据台北MRT的监测数据将围护结构的水平位移分为4种类型:标准型、旋转型、多折型和悬臂型。

为了清楚地了解各断面的一组支护桩在施工过程中的变形情况,将同一施工步骤时每组支护桩的位移情况绘制于同一图中,如图3、图4所示。

YCX-5与ZCX-3断面处监测桩最大

由图可知:

(1)对于支撑式支护结构,由于支撑的刚度一般较大,带有支撑的支护结构一般位移较小,其位移主要是插入坑底部分的支护桩墙向内变形。为了满足基础底板施工需要,最下一道支撑离坑底总有一定距离(本工程为0.5m),支护桩下段的约束较小,因此在基坑开挖后,支护桩下段位移较大,往往由此造成桩背土体的沉陷。如果发生桩背土体的沉陷,应设法控制支护桩嵌入部分的位移,着重加固坑底部位。

(2)在整个施工过程中,YCX-5与ZCX-3桩身水平位移趋向于前倾型,这是由于第一道钢支撑不能及时架设,使桩体类似于悬臂状态,从而造成围护桩上部位移较大。但在支撑架设后,预加力得以发挥作用,使位移值有明显的减小趋势。

(3)支护桩和钢支撑的相互作用较明显,在支撑架设好之后,对桩体的水平变形有较大的约束作用。钢支撑的架设及时与否、超挖的深度和支撑预加力是否合理,对桩体的水平变形和其沿桩体的分布都有较大的影响。

(4)YCX-5与ZCX-3断面左右线环境类似,都存在较大的车辆动荷载,故在开挖10m以上时,桩身水平位移变化形状基本相似,但开挖小于10m时,位移变化形状不同,这是由于施工中不对称开挖所致。

4 围护结构水平变形仿真模拟研究

对于基坑工程,土体是产生荷载的主要来源,但同时也是支撑体系的一部分,支护结构的变形不仅影响基坑的稳定性,也会使土体所受到的荷载和分布形态发生改变;由于基坑土方开挖卸荷作用改变了原有的应力状态,基坑内侧土体减小了对桩的支撑作用,从而使基坑外侧土体的压力增大。图5为通过模拟计算获得的基坑短边侧壁在开挖到底时的水平位移变化云图;图6为通过模拟计算获得的基坑长边侧壁在开挖到底时的水平位移变化云图;图7和图8分别为仿真模拟过程中不同开挖深度下基坑短边和长边中点处墙体水平位移累计变化曲线。

从仿真计算结果图中可知:

(1)基坑开挖的深度与围护结构的水平位移变化量呈正比,围护结构水平位移随着开挖深度的增加而增加,基坑的长边和短边都是在最后一次开挖结束后出现水平位移最大值,基坑短边最大值为11.7 mm,基坑长边最大值为17.4 mm,均小于实测值,且小于报警值所规定的0.2%H和40mm之间的较小值,故可以认为围护结构始终处于弹性阶段,且基坑稳定。

(2)基坑长边和短边变形最大的部位均发生于基坑侧壁的中点处,此处的围护结构水平位移最大值点随着开挖深度的增加逐渐向下移动。开挖到底后,长短边最大水平位移均发生于地面以下13 m处。

(3)通过分析比较各开挖步骤中墙体水平位移的分布情况,可知:第一步开挖后,墙体水平位移不大,此时围护结构受力形式类似一根悬臂梁,最大位移在墙顶,往下逐渐减少;第二步开挖后,墙体的位移分布形态有了一定变化,最大位移值点出现于开挖面以下7~8m处;第三步、第四步开挖后,随着钢支撑的架设完毕,墙体最大水平位移点逐渐向基坑中下部移动,形成基坑中部变形量最大的态势,而基坑上部位移值变化较稳定,所以应该在中部位置加强支撑且要减少土体的暴露时间,钢支撑架设要及时。

(4)钢支撑的架设对限制围护结构的水平位移效果显著。在支撑未架设前,墙体受力类似于悬臂梁,架设后,受力状态改变,类似于杆件,使挡土效果得以加强;另一方面,在支撑架设后,作用于墙体的主动土压力转移了一部分至基坑另一侧,使基坑稳定性大大加强。由图7、图8可以看出,第一层钢支撑的约束作用最明显,施加预应力后,长短边中点处墙顶位移反而分别从6.9mm和4.8mm减小到4.2mm和3.3mm。随着开挖深度的增加,钢支撑对水平位移的约束作用逐渐变小。

(5)桩底的位移慢慢地增大,这是由于土方开挖使桩体内侧的侧压力减少,同时,剩余土体得到部分卸荷回弹变形,在竖向得到弹性恢复,进而产生水平向的移动。

5 围护结构水平位移对比分析

YCX-5位于基坑长边中点处,YCX-2位于长边靠近斜撑的部位,这两个监测点的数据具有一定的代表性,故将基坑长边YCX-2与YCX-5处水平位移监测值与模拟值进行对比。模拟值与监测值的水平位移变化曲线对比结果见图9、图10。

由图9、图10的比较结果可以得知:

(1)模拟结果与监测结果所绘制的变形曲线形态相似,但模拟值稍小于监测值,这是由于基坑开挖过程中围护结构的受力变化情况是多因素影响下的复杂过程,故监测结果与模拟值之间往往有一定出入是正常的。

(2)第一步开挖后,模拟值与监测值最为接近,而当后续开挖进行后,模拟值与监测值逐渐出现差别,这是因为在理论计算过程中,施工阶段是较为紧密衔接进行的,钢支撑按规范要求及时架设且严格控制超挖0.5m;而在实际施工过程中,由于各种客观条件所制约,钢支撑往往不能及时架设,造成超挖深度较大,从而引起较大的变形。由此可见,利用仿真模拟可以实现对基坑支护开挖过程中的各个施工工序的超前了解,从而可以指导基坑支护过程中下一步工序的修正。

(3)虽然监测值与模拟值有出入,但围护结构水平位移变化曲线相似,最大位移值出现部位接近,均出现于围护结构中下部。说明模型建立过程、计算参数选择及本构模型是合理的,运用模拟结果能较好地分析围护结构受力变形的一般规律。对基坑支护的重点部位有一个超前的了解,可以指导基坑支护方案的修正。

6 结论

本文采用MIDAS/GTS软件,建立了武汉地铁名都站深基坑开挖全过程的有限元模型,研究了在不同开挖阶段深基坑围护结构的水平变形规律。得出如下结论:

(1)在同类地质条件下,地铁深基坑围护桩水平位移曲线一般为“大肚状”,符合Clough所提出的混合型曲线。但当第一道钢支撑未及时架设时,会使围护桩上部位移变化较大,形成“前倾形”曲线。基坑最大水平位移发生于长边中点处,具体位置在围护墙体中下部。围护结构底部在受到弯矩影响下也会产生一定的水平变形。钢支撑的架设及时与否、超挖的深度和支撑预加力是否合理,对桩体的水平变形和其沿桩体的分布都有较大的影响。

(2)基于摩尔—库仑本构关系建立了三维基坑仿真计算模型,并对围护结构在不同施工阶段的变形规律进行了分析,得出了名都站深基坑围护结构支护桩的水平位移变化规律。随着开挖深度的增加,墙体最大水平位移点逐渐向基坑中下部移动,形成基坑中部变形量最大的态势,而基坑上部位移值变化较稳定。因此,在施工过程中应该在中部位置加强支撑,在顶部和底部变形不大的地方可以适当减少钢支撑的密度和强度。同时要减少土体的暴露时间,钢支撑架设一定要及时。

(3)对比分析模拟计算结果与监测结果,可知模拟值与监测值曲线拟合较好,结果基本吻合。说明MIDAS/GTS软件在进行基坑开挖数值模拟时具有较好的科学性。从而验证了模型和参数选取及施工阶段划分的合理性,说明摩尔—库仑弹塑性岩土体本构模型能较好地计算分析粘性土覆盖层深基坑开挖过程中围护结构和土体相互作用的受力变形特性,为武汉地区类似工程的设计和施工提供一定的借鉴意义。

(4)随着开挖深度的增加,钢支撑对水平位移的约束作用逐渐变小。因此,在开挖过程中需要增加其他辅助支护结构,比如,中间设置圈梁、锚杆、锚索、横撑等。

(5)不论是从实测结果还是从数值模拟结果均能看出,该基坑处于稳定状态。从实测结果与模拟结果的对比分析中可得,利用数值仿真模拟可以实现对基坑开挖、支护过程中的各个施工工序以及基坑支护过程中重点部位的超前了解,从而可以指导基坑支护方案的修正。

摘要：以武汉地铁二号线名都站深基坑工程为研究对象,对现场监测数据进行了详细分析。采用有限元数值分析方法,借助于著名的岩土工程软件MIDAS/GTS建立了三维工程地质仿真计算模型。根据基坑现场实际开挖情况,采用弹塑性摩尔—库仑本构方程和实际应力与位移边界条件,计算得出了不同施工工序条件下基坑围护结构同一断面对应的基坑围护桩的位移云图和变形曲线,从而对深基坑分步开挖过程中支护结构的水平变形规律进行了研究,并将计算结果与监测结果进行了对比分析。结果表明:计算结果和监测数据基本吻合,说明模型和参数的选取及施工阶段的划分是合理的,且计算结果能较好地模拟深基坑开挖过程中围护结构的变形特性。研究成果对模拟超前开挖基坑并预测其变形特性具有积极的科学性,对下一步施工防护方案的及时修正具有重要的指导意义。

围护结构变形 篇7

随着城市建筑物向高层化和地下室多层化方向发展, 地下连续墙在深基坑施工中所占比例越来越大。在上海地区旧城区改造中, 为充分合理利用土地, 地下3 层以下挖深较普遍。而上海地区软土地给深基坑施工带来不小的难度。地下连续墙的设计和施工技术经验成熟, 在开挖深度10~20m的深基坑工程中, 成为上海地区深基坑的主要围护形式。

关于基坑变形特性的研究主要有数值方法和实测统计分析两种方法。实测统计分析根据基坑实测数据统计分析出一般的变形规律, 可为基坑工程设计者提供具体参考, 亦帮助往后深基坑施工积累经验。本文对采用连续墙作为围护结构的上海某广场项目深基坑变形特性进行实测分析, 总结提出深基坑围护结构变形的一些规律。

2 工程概况及周边环境条件

上海市某商办项目总用地面积3×104m2, 总建筑面积21×104m2, 其中地下建筑面积7×104m2。含多幢高层建筑 (最高23 层) 及多层建筑。基坑开挖面积约2.6×104m2, 大面开挖深度16.1m。基坑北侧紧邻地铁, 最近处约10m;东南侧紧邻多层砖混结构小区;周边管线复杂, 且年代久远。该工程对基坑保护要求较高。

该项目场地地貌类型属滨海平原地貌。基坑深度范围内土层分布以填土、黏土、粉质黏土及淤泥质粉质黏土土为主。

3 围护及监测方案

该工程围护结构采用地下连续墙, 地铁、住宅小区侧结合三轴搅拌桩止水帷幕, 小区侧设置一排隔离桩作为附加保护措施 (见图1) 。大坑采用钻孔灌注桩结合三轴止水帷幕作为分隔墙。坑内加固体系为大坑三轴搅拌桩裙边加固, 临近地铁小坑三轴搅拌桩满堂加固。支撑体系为大坑三道混凝土支撑, 小坑第一道混凝土支撑、两道钢支撑。地下连续墙参数见表1。

该工程在地连墙和其他围护结构的钢筋笼上绑扎埋设带导槽PVC塑料管, 以监测围护墙体侧向变形。本论文主要讨论已开挖的A、C区围护体变形分析, 其监测点布置如图2, 其中P32、P34、P35 为分隔墙测斜点, P46、P47、P49 为隔离桩测斜点, 其余标号点为地连墙测斜点。

4 基坑变形监测数据及分析

论文就该工程A、C区基坑第二层土方开挖阶段各类数据对比展开分析。该阶段B、D、E、F区基本完成围护施工, 未进行土方开挖。

4.1 挖土工况

分析基坑挖土工况对地连墙侧向变形的影响, 我们取A区西南侧地连墙测斜点P45、P43, 该处由于支撑未及时浇筑, 导致地墙在开挖后约10d处于暴露状态;取A区测斜点P42, 该点对应土体挖开后较早形成支撑;C区支撑形成较及时, 取其东南侧地连墙测斜点P29、P30 作对比。

从图3 中可以看出, 在地连墙对应处挖土且无支撑保护时间越长, 地连墙变形越大。实际情况中, 由于A区西侧土方开挖未在四周围护体内侧留土, 且未及时形成支撑作为水平向保护, 导致该侧监测点数值较大, 地墙侧向位移大。C区采用盆式开挖顺序, 开挖时四周留土, 挖土后支撑较快得到形成, 地连墙变形相对较小。

4.2 加固体系

研究加固体系对地连墙变形的影响, 我们取C区北侧地连墙测斜点P17、P28、P27, 对应坑内加固为14 排3 轴搅拌桩裙边加固 (3 根 φ850mm@1900mm) , 并且该侧北边E、F区为三轴满堂加固区;另取A区南侧地连墙测斜点P44、P43、P42, 对应加固为9 排3 轴搅拌桩裙边加固 (3 根φ850mm@1900mm) 。分别取其对应基坑处支撑形成前7d至形成后2d时段内其墙体最大侧向位移值作比较。

由于基坑北侧紧邻地铁, 故对该侧基坑设计了更保守的加固体系, 即更宽的裙边加固, 及3 个小坑内3 轴搅拌桩满堂加固 (Φ850mm@1800mm) 。其土体加固, 在C区土方开挖时, 亦理应减小其侧地连墙变形。现通过图4 对比, 满堂加固侧地连墙测斜变形明显较小, 可得验证, 对开挖基坑外侧土体进行加固可改善围护结构变形。

4.3 支撑体系

支撑的设计, 如支撑间距、斜撑的设置、中间区域留空大小等是否会对围护结构变形产生影响。我们取A区围护体测斜点P45、P44、P43、P42, 选取这些点在支撑形成之后6d内的变形数据作对比。A区第二道支撑平面如图5 所示。

从图中可看出, P45、P44 对应支撑存在大面积留空区域;对比P42、P43, P42 处设置了斜撑, P43 处为直撑。分析图6, 可得P45 点变形最大, 由于该侧对周边环境保护要求较小, 支撑设置密度相对较低, 支撑大面积留空对变形存在一定影响。P44 位于边角, 对应亦有两道平行斜撑, 故变形较小。P42、P43处支撑平均距离相近, 但P42 变形稍小, 可说明该处斜撑起到一定的作用。

4.4对邻近住宅小区保护措施的探讨

为加强对邻近小区的保护, 该侧地连墙内外打设3 轴搅拌桩槽壁加固 (Φ850mm@1800mm、Φ850mm@1200mm) , 地墙外沿小区打设一排隔离桩 (Φ600mm@1000mm钻孔灌注桩) 。以下分析地墙槽壁加固以及隔离桩的保护是否可减小地连墙的变形。沿基坑取8 个测斜点, 其中3 个点为小区侧地墙测斜点, 对比它们在对应土方开挖后5d内的侧向位移, 即对应基坑内土体压力卸载、尚无支撑支持阶段。

通过对图7 的对比可知, 小区侧地连墙侧向位移较小。此结果表明, 对于小区采取的保护措施, 即地连墙槽壁加固和隔离桩起到了一定的作用。图中P45 测斜点位移值大, 原因在于其内侧土方开挖面过大, 无任何保护措施。

4.5 其他因素

我们分析了各类因素对于围护体变形的影响, 此外, 尚未总结的影响因素还有: (1) 在基坑开挖过程中, 围护体结构易产生渗漏现象, 围护体堵漏措施, 如钻孔注浆, 会挤压基坑外侧土体, 使得围护体外侧土体压力增大, 导致围护体侧向变形; (2) 各类现场加工材料在栈桥、基坑边的堆放; (3) 机械压力, 包括挖机的行走压力, 土方车等大型车的运行, 造成的竖向压力。

5 结语

通过对该工程的基坑变形实测分析, 得出以下结论:

1) 地连墙在开挖后没有支撑保护的情况下, 其变形较大。若此情况持续, 则可造成变形量持续加大。故土方开挖宜采用盆式开挖顺序, 开挖时在四周留土, 并尽早形成支撑以减小地连墙变形。

2) 在基坑开挖前施工的坑内加固措施可加强土体强度, 在开挖中可提供较为有效的保护, 减小围护结构变形。

3) 支撑大面留空对围护体变形存在一定不良影响。在支撑情况类似时, 位于边角或短边的围护体变性较小。在支撑间距相差不大时, 设置斜撑可相对减小围护体侧向位移。

4) 通过对小区侧地连墙变形数据的对比分析, 地连墙槽壁加固和隔离桩的保护措施对基坑保护作用较明显, 有效减小了地连墙变形。

5) 分析了影响围护结构变形的其他原因, 如围护体堵漏措施、材料堆场、机械压力等。

参考文献

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围护结构变形 篇8

一、工程概况

1. 工程地质及基坑围护形式:

同协路位于杭州市江干区, 场地地貌上属杭嘉湖平原, 场地地层复杂。顶进工作坑位于沪昆上行线北侧, 沿铁路侧采用Φ80cm双排钻孔桩支护结构, 桩距2.3m, 桩间设双排Φ60cm搅拌桩止水帷幕, 桩顶设320cm×80cm压顶梁。顶进坑及框架基底位于淤泥质亚粘土层上, 该土质原承载力低, 需进行地基加固以提高承载力, 确保框架顶进时不发生“扎头”。根据设计采用Φ60cm, 搭接15cm的单管高压旋喷桩。

2. 基坑等级及开挖方式:

基坑开挖深度约9.2米, 坑底距围护圈梁约7米, 周围存在民房、管线, 工作坑安全等级为Ι级。按照规定进行基坑开挖或周围有可能影响基坑稳定的作业时须进行监测, 确保基坑变形在可控范围之内。为确保安全, 项目部也编制了基坑开挖施工专项方案, 分层分块开挖。

二、旋喷桩施工

由于受慢行工期的影响, 基坑开挖和顶进滑道板高压旋喷桩施工须在同一时期施工。期间根据第三方监测单位提供的数据, 围护圈梁有整体向基坑内位移的倾向。再接下来的几天, 基坑水平位移日累积值越来越大, 达到5~6mm/日, 严重超出了警报值, 且连续几天的观测数据都大大超出了最大允许位移值。

三、原因分析

为了行车及施工安全, 项目部要求班组立即停止施工, 并组织召开专题会议, 分析原因, 制定解决措施。排除观测误差等因素外, 主要有以下几方面的原因:

1. 基坑的开挖:

基坑开挖后使得土体卸载, 基坑内侧土体作用在围护桩上的压力消失, 围护桩由原来内外两侧的平衡作用力变成了单侧压力, 不平衡受力使围护结构外侧的土体向内侧移动, 导致围护圈梁整体向基坑内位移。

2. 高压旋喷桩的施工:

高强度、高密度的旋喷桩作业产生了巨大压力, 压力通过土体不断向四周传递, 由于基坑距离顶进滑道板近, 加上基坑开挖, 维护结构悬空, 使维护结构变成了旋喷桩压力释放的主要场所, 当外压力大于结构自稳能力时, 结构产生位移。

3. 行车荷载、机械设备荷载及人员荷载的作用:

火车经过时的振动, 挖机、拖拉机等机械在基坑周围作业时的振动等都会对维护结构有一定的影响。

四、解决措施

1. 增加应力释放孔:

在顶进滑道板与基坑中间增加应力释放孔 (根据高压旋喷桩施工长度确定应力释放孔相应的孔深) , 将旋喷桩施工产生的压力转移其中, 减少对基坑围护体系的压力。

2. 改变施工方式:

旋喷桩施工由原来的密打改成跳打, 减小区域内压力的聚积, 减轻对维护结构的压力。

3. 调整施工方向:

结合应力释放孔, 旋喷桩施工由滑床板中间向两头、距基坑从近到远施工, 使旋喷桩的压力对基坑影响越来越小。

4. 减少当日施工时间:

在不影响工期的前提下, 适当减少旋喷桩作业时间, 增加压力释放时间, 减小单位时间内释放的压力。

5. 旋喷桩掺外加剂:

可在旋喷桩浆液中掺早强剂, 提高旋喷桩早期强度, 使复合地基共同抵抗后续旋喷桩产生的压力。

6. 减小旋喷桩泵送压力:

减小施工压力可能会导致桩径达不到设计要求, 影响复合地基承载力, 因此在保证施工质量前提下, 可适当减小旋喷桩泵送压力。

措施制定后, 项目部结合技术经济措施、本工程实际情况重新对旋喷桩施工队伍进行技术交底, 确定应力释放孔为主, 跳打、减少工作时间等为辅的减压措施。第三方监测也应要求增加观测频率。

首先, 平行基坑施工两排应力释放孔, 桩长14m, 桩径0.5m, 桩距2m。待应力释放孔全部施工完成之后, 接着旋喷桩施工。其次, 旋喷桩由密打改成跳打, 跳开2根, 且沿着远离基坑方向施工。监测数据反映, 圈梁位移得到了很大的改善。不仅从数据上看出, 应力释放孔的堵塞也充分说明其承担了大部分的土压力, 因此, 旋喷桩施工时就要通过不断的扫孔来确保应力释放孔的正常工作。最后, 实行12小时工作制, 晚上停止旋喷桩施工, 避免因应力释放孔堵塞或者观测不及时出现超控制的圈梁位移。

五、附言

本次上行线线路侧旋喷桩施工给工作坑围护体系带来了较大的负面影响, 但在下行线类似部位旋喷桩作业时未发现有明显的挤压作用, 分析其原因:

1. 上行线为相对高路基, 比下行线平均高1米以上, 线路与工作基坑形成较大的土体压力差, 加剧了旋喷桩的挤压效应。

2. 下行线挖土整体略滞后旋喷桩施工, 且工作坑深度比上行线浅1.5m左右。

3. 下行线线路邻基坑侧需地基加固的面积小、加固量少, 且条基挖深低于圈梁面, 旋喷桩作业形成的压力差也相应变小。

分析上行线圈梁实际最大位移 (15cm) 的组成分析, 其中约10cm是旋喷桩作业影响所造成的, 另外5cm是基坑开挖形成的, 下行线圈梁位移最大约6cm, 其中约3cm是旋喷桩作业形成的。由于采取了调整旋喷桩施工节奏、步骤、增加应力释放孔等合适的措施, 圈梁的变形缓慢、可控, 围护系统始终处在较为稳定的状态。

六、结论