广州新白云机场轻轨桩排式地下连续墙的受力分析

[摘要]地下连续墙受力十分复杂,桩排式地下连续墙更是如此,且没有较合适的计算模型和方法,根据相关现场的实际情况,采用反向思维方法,对广州新白云机场轻轨试验段隧道a3标工程项目桩(灌注桩)排式地下连续墙的受力、位移及稳定性情况进行了分析,从理论上解释了施工过程中出现的混凝土灌注桩断裂等现象。

[关键词]桩排式;地下连续墙;受力分析

目前,地下连续墙按成墙方式一般可分为桩排式、壁板式和桩壁组合式3种。从施工成本和施工方便的角度考虑,采用最多的是桩排式地下连续墙。本文结合广州新白云机场轻轨a3工程项目桩排式地下连续墙在施工过程中发生断裂事故的工况,通过对变形机理的分析,调整理正软件计算时的一些边界条件,对该连续墙的实际受力情况进行分析。

1 工程背景

1 1 工程概况及结构简介

广州新白云国际机场轻轨试验段隧道及末端折返线a3标段属地下结构,位于新机场红线范围内地下,南起新机场南航站楼,往北直至航管楼以北2m处,全线长约425 53m。主体结构采用单孔及双孔闭合箱形钢筋混凝土框架结构。为标准双孔隧道,其中顶板覆土≤5m段顶、底板厚500mm,侧墙厚500mm,中隔墙厚400mm;顶板覆土≤7 5m段顶、底板厚700mm,侧墙厚700mm,中隔墙厚400mm;顶板覆土>7 5m段,顶板厚900mm,底板厚900mm,侧墙厚800mm,中隔墙厚350mm。

1 2　支护结构形式

支护结构采用桩排式地下连续墙加内支撑的支护形式。排桩采用桩径800mm的钻孔桩,桩距900mm,并在钻孔桩的外侧做桩间止水摆喷桩(见图1)。

支撑采用φ?600mm钢管2道,管壁厚t=12mm,钢围檩采用并2道ⅰ45a,钢支撑水平间距5 5m,竖向间距为6 4m和6 9m2种(见图2)。

1 3　水文地质情况

本工程场地上部覆盖土层主要有第四纪较为松散的土层,自上而下主要为杂填土、耕土、(粉质)粘土、粗砂、砾砂、粉质粘土,伏基岩为石炭灰岩。场地不良地质现象主要为土洞和溶洞及起伏变化很大的场内岩面。整修场地属岩溶强度发育地区。微风化石灰岩的埋深在原地面以下-16 2～-56 5m。岩面起伏很大,总体而言,土层的状况为表硬下软或表硬下空。地下水位埋深介于原地面下3 0～4 2m,地下水量丰富且补给条件良好(见图3)。

2 灌注桩断裂状况

2001年5月隧道结构底板及以上500mm壁板混凝土完成,为满足上部壁板的施工,必须拆除第2道支撑,设计要求隧道主要底板施工完后进行支撑换撑,把钢围檩移至底板处,进行换撑。由于工期影响,业主要求在20d内完成上部结构的施工。施工单位在进行换撑时,未完全按设计要求进行,钢围檩未移到底板处,而是直接将?φ150mm短圆木支撑在底板和灌注桩之间,间距为1800mm。待主体结构全部施工完毕后第3天(工期约22d)部分灌注桩出现断裂现象,断裂位置在第1道支撑下2 5m处。

3 变形机理及受力分析

一般说来,地下连续墙上受力状况及变形,与土层的特性、墙体的刚度、支撑的布置,构造形式以及开挖方式等诸多因素有关。

本工程采用的是逐层开挖、分段逐道进行钢支撑安装,随着坑内结构的施工,在逐层做好传力带后,开展由下向上逐层拆除支撑,由于支撑点的变化,每次换撑后,支护结构均重新调整变形和内力。

本项目在换撑过程中,由于最下一道支撑位置的变化,原有的受力情况发生了改变。整个换撑前后的工况可分成拆除前、拆除后和换撑后3种,具体如图4所示。

不难发现最危险的工况是在工况2。

很显然,整个换撑过程中发生的变形可作如下描述:第2道支撑拆除前,整个桩排式地下连续墙的变形已基本趋于稳定。忽略施工前期所发生的变形,此时可认为变形趋于0。当第2道支撑拆除后,连续墙的墙身立即产生变形,最大变形应发生在第1道支撑和基底土层之间,此时的变形可视为δ1。当换撑刚完成时,新支撑一开始并不受力,在坑壁水平荷载作用下连续墙产生新的变形和内力,此时新支撑逐渐开始受力直至支撑内力与连续墙内力达到平衡为止。如将平衡时新增加的变形作为δ2,那么整个换撑过程产生的变形总量为δ=δ1+δ2,如图5所示。

4 受力计算及分析

4.1力学模型本工程所建立的连续墙受力计算力学模型如图6所示。

在建立本工程受力计算的力学模型时,主要考虑了以下几点因素。

(1) 上述支护结构的受力和变形全过程可以看出,支护结构的结构形式是随着施工过程不断变化的,因此支护结构不同工况的计算模型亦不尽相同。但本工程发生断裂情况的工况是在工况3,属最危险工况,本力学模型以工况3为例。

(2) 严格来讲,坑内钢筋混凝土框架支撑体系与连续墙共同组成了一个空间结构体系,二者共同承受土体的约束和荷载作用。由于该空间结构体系的边界条件非常复杂,所以在计算时,考虑支撑系统和连续墙的变形协调后,对二者分别计算。

(3) 由于本工程地下连续墙冠梁以上部分土方为放坡开挖,其边坡部分属自由面,因而可以将冠梁上部的所有土压力和地面所受荷载进行迭加,并简化为在冠梁同一水平面上受均布荷载q合。

(4) 上面的力学模型中,连续墙背侧的侧压力包括土压力和水压力,一般情况下分别单独计算,随着基坑的开挖和支撑的安装,连续墙发生变形,土压力通常在主动土压力和被动土压力之间变化。本工程中,由于支撑中均未加预应力,连续墙的位移向坑内发生,土压力一般在主动土压力和被动土压力之间变化。由于准确计算土压力的精度非常困难,本力学模型忽略了连续墙与土体之间的摩擦,按朗肯主动土压力理论计算连续墙背侧的土压力。

(5) 由于在换撑过程中,工况2产生的变形δ1较大,此变形可能就是造成地下连续墙发生断裂的最主要原因,因而在本力学模型中将工况2和工况3两次发生的变形δ=δ1+δ2作为计算时的最重要参数,以及分析方法进行计算。

4.2 计算位置的选取

由于对所有连续墙灌注桩计算不但工作量大,而且也没有必要,为此,在进行计算时我们选取了最危险、最有代表性的几个点进行计算,如图7所示。

4.3　计算结果及分析

(1) 连续墙位移　经计算,换撑前连续墙最大位移在基坑短边一侧2号点处为58 10mm向两边递减,1、3号点处为34 65mm。

在长边一侧,位移变化值从29 957mm(最小)至32 637mm(最大),变化幅度不大。

换撑后,连续墙的最大位移仍发生在基坑短边的2号点,为61 37mm,但在长边一侧4、5、6号点的位移值则激增至41 35～47 66mm。

(2) 支撑内力　未换撑前,经计算,第1层钢支撑的最大内力发生在ab、ad和df3段,其弯矩最大值达3452 11kn·m,负剪力为1309 30kn,压力为1874 79kn。而第2层钢支撑的最大内力仍发生在上述位置,其弯矩最大值为2667 88kn·m,负剪力为1419 25kn,压力为2015 28kn。

换撑后,第1层钢支撑所受压力增至3006kn,接近设计值,而第2层圆木支撑所受压力值为2304kn。

从上述结果可见:换撑前,原设计的钢支撑均能满足要求,连续墙基本安全。但换撑后,虽然圆木支撑(第2道)所受压力比原来的钢支撑小(由于连续墙变形释放了一些内力),但由于圆木本身抗压能力不足,造成连续墙变形加大,反过来又使圆木支撑受压力更大,如此循环,最终造成了地下连续墙的断裂。而断裂的位置在地面与基底面的中间部分,也基本符合其变形规律。

5 结语

(1) 目前基坑支护结构计算中,常用理正软件,按经典土压力理论来计算土体对连续墙的作用和约束,较为粗糙。

(2) 对于未施加预应力的支撑结构,计算中应考虑支撑安装前,连续墙的初始位移对其产生的影响。否则,易使连续墙的内力及位移计算结果偏小,与实际情况不符。而支撑的内力和位移过大,造成材料的浪费。

(3) 在连续墙支护结构中,考虑连续墙和支撑体系的变形协调后可对二者分别简化为2个不同平面结构。采用有限元数值法计算。实践证明,该方法既简便可行,又安全可靠,能较好地反映基坑开挖过程中支护结构的受力和变形情况。

(4) 在换撑过程中坑外土压力随基坑开挖的进行、墙体的向内位移而衰减,这完全符合土压力理论的预测,而在基坑底板完成后,土压力有所回升,这又与底板混凝土的浇筑有关,这是因为由于随着坑内土体的不断开挖,墙体向内位移,坑外土体随之变形,原有的平衡状态被破坏,但随着底板混凝土的浇筑,墙体变形趋于稳定,而坑外土体在一段时间内达到一个新的平衡状态。因此,土压力会出现回升,而由于坑内结构刚度的不同,土压力会重新分配,从而出现有些地方的土压力会略超过初始值。

参考文献:

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