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硼 患瓣瘪 一强翼 ｉ ｛ ： ｛ ， ：漾 ——盾构施工隧道单位长度的地层损失； Ｓ一——距隧道中心线的最大沉降量； ｘ——距隧道中心线的距离； ——沉降槽半宽度； 志——沉降槽宽度系数； Ｚ——隧道中心埋深； 声——土的内摩擦角； Ｒ——盾构机外径； ——地层体积损失率。 ２ 图２隧道与建筑物平面关系 计算出框架各轴线位置的沉降量分别是：Ａｘ 轴线处１２．８７ １ＴＩＩＴＩ，ＢＸ轴线处１８．８ １ＴＩＩＴＩ，ＣＸ轴线处 ９．５１ １ＴＩＩＴＩ，ＤＸ轴线处１．２ １ＴＩＩＴＩ。可见楼层基础发生 了不均匀沉降。进行二维有限元分析时将基础的沉 降以强制Ｙ方向位移的形式施加在墙体底部，而 ＵＸ，ＲＯＴＺ均予以约束。梁上的荷载简化为均布荷 载。计算简图如图３、４。 ｌｊ Ｉ¨ＩＪ ｌＪ ６００×２５０ 星 口 呈１ Ｉ １ １ Ｉ １ ｌ １ ｌ ｉ ＩＪ ｌ Ｉ １ ｌｌ 彻 ，ｕｕ×２３Ｕ 辱 ｌ Ｉ Ｉ ｌ ｌ Ｉ Ｉ Ｉ Ｉｊ Ｉｌ ＩＪ¨Ｊ ７【Ｊ【，× ｕ搴 ７００×２５Ｏ ｘ ９Ｄ， Ｉ Ｉ Ｉ Ｉ Ｉ Ｊ１ ＩＩ Ｉｌ ＩＪ ｌＪ ＩＩ【Ｉ ｌ ＩＩ １ Ｉ ５Ｎ１￣瑚 ７００ｘ２５０ ７００ｘ删 晕 ５ ４００ ７ ２００ ７ ２００ 图３ Ｉ＜Ｊ一２计算简图 ・４０・ 图４ Ｉ＜Ｊ一２传力计算简图 ２．２荷载计算 作用在梁上的恒载有墙体自重、楼板自重及装 饰层重量。作用在楼层上的活荷载根据ＧＢ ５０００９－－２００１（建筑结构荷载规范》４．４．１中规定：不 上人屋面荷载为０．５ ｋＮ／ｍ２，楼面活荷载为２．０ ｋＮ／ｍ２，荷载折减系数为０．７。现以王＜Ｊ一２计算模型 为例做荷载的计算如下： 一２承受的荷载为阴影部分的楼板传来的恒 载及活载。其中自重荷载以重力的形式施加，可将 作用在梁上的荷载简化为均布荷载计算。 ①屋面梁上作用的荷载Ｑ 屋面楼板自重荷载：０．０９ １ＴＩ×２５ ｋＮ／ｍ３×３．６ １ＴＩ×２×５÷８＝１０．１２５ ｋＮ／ｍ 屋面活荷载：０．５ ｋＮ／ｍ２×０．７×３．６ １ＴＩ×２×５ ÷８＝１．５７５ ｋＮ／ｍ 上述两项合计即为Ｑ１＝１１．７ ｋＮ／ｍ ②３ ｍ层高楼层梁上作用的荷载Ｑ２ 楼板自重荷载：０．１０ １ＴＩ×２５ ｋＮ／ｍ３×３．６×２ ×５÷８＝１１．２５ ｋＮ／ｍ 楼板活荷载：２ ｋＮ／ｍ ×０．７×３．６ １ＴＩ×２×５÷ ８＝６．３ ｋＮ／ｍ 墙体自重荷载：（３—０．７）ｍ×０．２４ ｍ×２０ ｋＮ／ ｍ３＝１１．０４ ｋＮ／ｍ 上述三项合计即为Ｑ２：２８．５９ ｋＮ／ｍ ③３．６ ｍ层高楼层梁上作用的荷载Ｑ３ 楼板自重荷载：０．１０ ｍ×２５ ｋＮ／ｍ３×３．６ ｍ× ２×５÷８＝１１．２５ ｋＮ／ｍ 楼板活荷载：２ ｋＮ／ｍ２×０．７×３．６ ｍ×２×５÷ ８＝６．３ ｋＮ／ｍ 墙体自重荷载：（３．６—０．７）ｍ×０．２４ ｍ×２０ ｋＮ／．ｍ０＝１３．９２ ｋＮ／ｍ 上述三项合计即为Ｑ３：３１．４７ ｋＮ／ｍ 以梁单元ｂｅａｍ３来模拟柱和梁，梁柱连接类型 按照刚结计算，建立模型如图５．６。 维普资讯 http://www.cqvip.com 漾， 游 ． ： ｌ ０ＩＩＩＩＩＩＩＩＩｌｌ ｌ圳删 Ｊ ｉ １ＪＩｌ¨… 川…ｌｌＪ…ｌ¨ 川………ｌ¨川１１ ￣１１１１１］１１１１１１１…ｌ ＩＩＩＩＩｌｌＩＩＩＩＩＩＩ １…叭ＩＩＩｌ ＩＩＩＩＩｌｌＩＩＩｌＩＩＩＩＩＩＩＩ…ｌＩ 图５ ＫＪ一２有限元模型 Ｑ ７００×２５０ Ｑ２ 景 ７００×２５０ 寸 Ｑ。 善 ｌ ｒ ５５０ｘ２５０ ７００×２５０ 图６ 一４有限元模型 ２．３计算结果 以Ｉ＜Ｊ一２计算模型为例，进行计算分析。经计算 得到楼层结构的变形、弯矩、轴力及剪力图。计算结 果分别如图７、８、９、１０所示。 图７ 一２楼层变形图 Ｌ Ｌ ■■ ｌ — 『—— 图８ 一２楼层结构弯矩图 ｛ ； ； ： 嘏 图９ 一２楼层结构轴力 —＿＿＿●一 Ｉ —一 Ｉ ．．・ｌｌ曩 —－ｒ 。■ ■ｒ 图１０ 一２楼层结构剪力图 ２．４结果分析 ２．４．ｉ Ｉ＜Ｊ一２结构内力及位移分析 根据计算结果显示（见图１１），Ｉ＜Ｊ一２最大正弯矩 发生在ＢＸ—ＣＸ轴线的底层中跨，为１１７．２１ ｋＮ・ｍ； 最／Ｊ、负弯矩发生在ＢＸ—ＣＸ轴线底层边跨处，为 ２３９．３９ ｋＮ・１ＴＩ，且ｔ３Ｘ—ＣＸ跨间底层及二层梁均出现 轴力为１．９５６ ｋＮ（受拉）的情形；柱的最大负弯矩发 生在ＤＸ轴线上，为一８９．５６ ｋＮ・１ＴＩ，相应轴力为 ４５５．５６ ｋＮ。根据大偏心受拉及大偏压理论并根据 竣工图显示的截面配筋图进行验算得出的结果是： 梁在此内力作用下，中跨能够承受基础不均匀沉降 所产生的内力；而边跨梁在地表发生不均匀沉降时 上部纤维产生拉应力，可能会产生水平向的小裂缝； 柱能够承受极限荷载并且满足正常使用要求。 ２３９．３９ ｋＮｍ “” Ｖ Ｉｌ７．２ｌ ｋＮ．ｍ 一８９ ５６ｋＮｍ ｆ１．９５６ ｋＮ１ 『－４５５．５６ Ｈ 图ｌｌ 一２结构最值示意图 ・４１ ・ 维普资讯 http://www.cqvip.com 睫 赛匿辄 墓 吾蕙潼嚣 ｛ 一｝ ｛鞭 ｝ ： 瀑 楼层在地表不均匀沉降下，最大位移发生在 ＤＸ轴线顶层处，为２０．１８ ｎ＇ｆｎ。这是由ＤＸ轴向基 础强制位移与水平侧移合成的。因此在盾构经过该 截面时应该密切监视该处位移，作为一个控制参数 反应掘进情况。 ２．４．２ ＫＪ一４结构内力及位移分析 待盾构通过和地层扰动后，砂卵石地层空隙率增大、 具备注浆填充的条件时予以注浆，以及时补充损失 的地层，控制桩基础的差异沉降在允许的范围内。 （２）利用型钢支撑传递荷载（如图１２所示），避 免基础下沉，以确保建筑物安全，并为继续注浆加固 创造条件。 同样可以计算得到Ｉ＜Ｊ一４的内力及位移。最大 正弯矩发生在ＢＸ—ＣＸ轴线的底层中跨，为１０９．０９ （３）加强信息化施工。一方面，加强基础沉降 测量和房屋倾斜测量；另一方面，在钢支撑设钢弦式 ｋＮ・ｒｒｌ，最小负弯矩发生在ＢＸ ＣＸ轴线底层边跨处， 为１４５．３２ ｋＮ・ｍ。且ＢＸ—ＣＸ跨间底层出现轴力为 ２１．９８ ｋＮ的情形；柱的最大负弯矩发生ＢＸ轴线 上，为一６９．９７ ｋＮ・ｍ，相应轴力为２０９．７２ ｋＮ。根据 大偏心受拉及大偏压理论并根据竣工图显示的截面 配筋图进行验算得出的结果是：梁在此内力作用下 中跨能够承受基础不均匀沉降所产生的内力，柱能 够承受极限荷载并且满足正常使用要求。 Ｉ＜Ｊ一４框架在地表不均匀沉降下，最大位移发生 在ＢＸ轴线顶层处，为２０．９３ ｎ＇ｆｎ。这是由ＢＸ轴向 基础强制位移与水平侧移合成的。因此，在盾构经 过该截面时应该密切监视该处位移，作为另外一个 位移控制参数反应掘进情况。 ２．５计算结论 通过上述数值模拟分析，可以得出以下结论：盾 构施工引起的地表不均匀沉降，引起Ｉ＜Ｊ一２框架底层 中跨梁产生裂缝；柱在此不均匀沉降下结构内力没 有超出极限承载力。Ｉ＜Ｊ～４框架能够承受此不均匀 沉降产生的内力，可以满足正常使用要求。 ３盾构通过时的技术措施 ３．１盾构控制 （１）不停机匀速通过。快速通过能减小对地层 的扰动，但速度过快也会造成跟浆不及时。掘进速度 宜控制在３０￣５０ ｍｍ／ｍｉｎ为宜。盾构机在通过建筑 物前，应更换刀具。同时对盾构机及各后配套要进行 仔细检修，以防止盾构机故障停在建筑物下面。 （２）严格控制出土量。富水砂卵地层的胶结性 差，因此在通过建筑物期间，每环出宜碴量宜控制在 ５５ Ｈｌ３以内。 （３）保证同步注浆饱满。开挖边界和管片外径 之间每环的理论间隙为：４ ｍ２。 盾构掘进不免造成超挖。应保证注浆的注浆率 达到２００％，即８ ｍ２ ，同时保证注浆压力达到０．２ ～０．３ ＭＰａ。 （４）掘进同时进行双液二次注浆。在盾尾后３ ～４环位置的管片进行二次注浆，确保填充效果。 ３．２辅助措施 （１）跟踪注浆。在隧道上方的桩基础预打孔， ・４２・ 应变计测量钢支撑内力，为拆撑时机提供数据支持， 同时调整掘进注浆参数。 ４００×ｌ钢影， ／／ ／ ＼＼ｉ＼ｆ４００Ｘ １２ ＼＼管 ／／ 钢筋砼 匕二 ］ … ［＝ ］ … 亡＝ ］ 承台及桩基础 图１２桩基荷载转移示意图 ４应用效果 成都地铁盾构２标，￥３６５盾构机于２００７年８ 月１９日开始下穿冶金宾馆，８月２４日顺利通过。 沉降实测结果显示，最大沉降为：ＡＸ轴线处１０．７９ ｎ＇ｆｎ，ＢＸ轴线处１７．５９ ｎ＇ｆｎ，ＣＸ轴线处９．１２ １Ｔｆｆｎ， ＤＸ轴线处２．２ ｎ＇ｆｎ。最大差异沉降８．８５ ｎ＇ｆｎ，并趋 于稳定，没有超过数值模拟计算的估算值。框架梁 柱经房屋鉴定机构专业鉴定，无裂纹、无破坏，房屋 结构满足使用要求。 盾构通过后，经监测钢管支撑内力显示，２、４、６、９ 号桩内力较大。随后对这４根桩补充钻孔补充注浆， 每孔注＾水泥浆１０ 以上，并有０．２ ＩＶａ￣ａ以上压力。 再经内力监测显示，内力值下降并趋于稳定，由此可判 断：待水泥浆液达到龄期强度后即可进行拆撑。现已 拆撑完成，沉降监测稳定，房屋稳定安全。３—２号及３ —５号桩基的轴力变化如图１３、１４所示。 ７０ ６０ Ｚ ５０ ４０ Ｒ ３０ 暴２０ ｌ０ ０ 图１３ ３—２号轴力变化 （下转第４６页） 维普资讯 http://www.cqvip.com
（３）挠度 （１）经济方面，有立柱桩情况下，立柱支出１４０ 根据高跨比为１／１４、配筋率 ＝０．６２及短期与 万元；无立柱桩情况下，每道支撑梁及圈梁比原梁增 长期荷重弯距比为０．３，其挠度可不作计算，允许挠 加１４ ｍ３混凝土，需增加１．４万元／根，按２０根计共 度为Ｌ／２００。 需２８万元。因此，采用无立柱桩方法在一个车站的 ３．１．３．２开挖后承受压力阶段截面计算 工程费就节省了１１２万元。 按对称配筋矩形断面偏心受压构件计算，根据 （２）立柱桩取消后，由于没有纵向联梁，给挖 设计图纸第一道支撑最大轴力Ｎ＝２ ２００ ｋＮ，计算 土、支撑安装、钢筋模板等材料的下吊等作业带来极 弯距Ｍ＝２ ６１４ ｋＮ・ｍ，二端简支Ｌ０＝１９ ｍ，Ｎ／ 大方便，提高效率大约２０％；同时减少了立柱带来 （ ）＝１５．７，ｅｏ＝Ｍ／Ｎ＝１１９ ｃｍ，ｅｏ／ｈ＝０．８５，Ｎ 的很多工序，如楼层板留孔补孔、柱和拉梁的拆除、 （ ）・（Ｌ０ ）０＝２ ９００，查表得弯距增大系数叼＝ 增加水止片等。 １．１，再由（ｅｏ／ｈ）・＇７＝０．９３５，查表得配筋率 ＝ （３）支撑梁高度由１００ ｃｍ改为１４０ ｃｍ后，粱 ０．４５＜０．６７（弯距配筋率）。因此，断面可按０，６７对 底距顶板顶部１ ｍ，不影响顶板施工； 称配筋即可。 （４）经计算支撑梁的安全度是足够的。 计算结果表明，只要对梁的设计方案略加调整， 因此，本文所提出的改进施工方法是合理可行 可以确保梁的使用安全度。 的。 ３．２设计和施工方面的措施 通过上述分析计算，可知取消立柱桩的施工方 ５结语 法是可行的，但在设计和施工方面要采取一些措施。 根据以上分析认为，对半盖挖地铁基坑是否设 ３．２．１设计方面的措施 立柱桩的问题，设计和施工时应结合实际荷载权衡 （１）增加梁的断面高度，由原设计１００ ｃｍ改为 各方面得失后再确定，不一定要沿用习惯做法，也不 １４０ ｃｍ，以增加其抗弯抗剪强度。 应该过分追求安全而忽视其他多方面要求。当基坑 （２）顶圈梁的高度由１００ ｃｍ改为１４０ ｃｍ，加强 宽度在２０ｍ左右、两侧盖板宽度在４～５ ｍ、施工机 锚固作用以减少梁的弯距和挠度。 械最大自重在４０～５０ ｔ、吊重７～８ ｔ且幅度＜１０ ｍ （３）减少人行与非机动车道以及施工通道板的静 的前提下，取消立柱桩、加高支撑梁断面的做法在技 载，厚度由原设计５０（ａＴｔ分别改为２０（ａＴｔ及３５ ｄｎｏ 术上是安全可行的，与设立柱桩相比，能取得较明显 ３．２．２施工设计方面的措施 的技术经济效果。 （１）严格限制挑板上超载； （２）精心施工，确保梁的质量达到设计要求。 参考文献 ［１］上海民用院房屋结构计算手册［Ｇ］．１９７７． ４两种方法的技术经济比较 ［２］张志勇，郭庆昊，汪玉乐，等．地铁车站基坑支撑设计与分析 两种方法的主要差别在于有无立柱桩，其技术 ［Ｊ］．城市轨道交通研究，２００７（１１）：５３． （收稿日期：２００７—０５—２８） 经济比较如下： （上接第４２页） ２５ 参考文献 ［１］宋天田，周顺华，黄胜．富水砂卵石地层土压平衡盾构的适应性 １０ 霹５ 研究［Ｊ］．现代隧道技术，２００７（３）：１８． Ｏ ［２］刘招伟，王梦恕，董新平．地铁隧道盾构法施工引起的地表沉降 分析［Ｊ］．岩石力学与工程学报，２００３，２３（８）：３２． ［３］江招胜，郭广才，黄威然，富水砂层中土层平衡盾构施工技术措 施［Ｊ］．城市轨道交通研究，２０ｏ６（７）：５８． 测量时间 （收稿日期：２ｏ０８一ｏ３—１７） 图１４ ３—５号轴力变化 ・４６・
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