2023 年第 11 期

总第 305 期

福 建 建 筑

Fujian Architecture & Construction

No 11·2023

Vol·305

变曲率摩擦摆隔震 LNG 储罐的地震响应分析

林树潮1,2,3

(1. 天津大学 建筑工程学院 土木工程博士后流动站 天津 300072; 2. 泰山学院 机械与建筑工程学院

山东泰安 271000; 3. 西京学院 陕西省混凝土结构安全与耐久性重点实验室 陕西西安 710123)

摘 要:为了避免长周期地震动作用下隔震液化天然气(liquefied natural gas,以下简称 LNG)储罐共振现象的发生,提

出一种新型变曲率摩擦摆系统(Variable Curvature Friction Pendulum System,以下简称 VCFPS)。 以某 16 × 10

4 m

3

LNG

储罐为背景,建立其简化力学模型,利用拉格朗日方程推导相应的运动控制方程,对长周期地震动作用下 LNG 储罐的

隔震性能进行分析。 研究结果表明:无论长周期地震动还是短周期地震动,变曲率摩擦摆隔震 LNG 储罐可以有效地控

制基底剪力,但不能降低液体晃动波高。 在 0. 06 ~ 0. 08 摩擦系数范围内,基底剪力达到最优;在 0. 06 ~ 0. 12 摩擦系数

范围内,液体晃动波高变化不显著。 随着平衡位置附近滑动面水平段长度增大,液体晃动波高显著降低。 由此可见,

合理选取 VCFPS 的力学性能参数,有利于 LNG 储罐抗震设计。

关键词: LNG 储罐;简化力学模型;变曲率摩擦摆系统;长周期地震动;液体晃动

中图分类号:TU3 文献标识码:A 文章编号:1004 - 6135(2023)11 - 0040 - 07

Seismic response analysis of LNG storage tank with variable curvature friction pendulum system

LIN Shuchao

1,2,3

(1. Post - Doctoral Mobile Station of Civil Engineering,School of Civil Engineering,Tianjin University,Tianjin 300072;

2. College of Mechanical and Architectural Engineering,Taishan University,Taian 271000;

3. Shaanxi Key Laboratory of Safety and Durability of Concrete Structures,Xijing University,Xi?an 710123)

Abstract:To avoid the occurrence of the resonance phenomenon of the base isolation liquefied natural gas (LNG) storage tank under long

- period ground motions,a new variable curvature friction pendulum isolation system (VCFPS) has been put forward for the first time in

this study. Based on a LNG storage tank with a capacity of 16 × 10

4 m

3

,the simplified mechanical model is built and its corresponding motion control equations are deduced by using Lagrange equation to study the isolation performance of the LNG storage tank under long - period ground motions. The results show that whether it is long - period ground motion or not,the LNG storage tank with the VCFPS system can

effectively control the base shear,but cannot reduce the height of sloshing wave. The base shear is optimal in friction coefficient within the

range from 0. 06 to 0. 08. The height of sloshing wave does not change significantly with the friction coefficient ranging from 0. 06 to

0. 12. The height of sloshing wave decreases significantly with the increase in the length of the horizontal segment of the sliding surface near

the equilibrium position. In view of this,the reasonable selection of the mechanical properties parameters of the VCFPS is conducive to the

earthquake resistant design of the LNG storage tank.

Keywords:LNG storage tank; Simplified mechanical model; Variable curvature friction pendulum system; Long - period ground motion;

Liquid sloshing

基金项目:2023 年泰山学院博士科研启动基金项目(第一批);西京学

院 2021 年国家级“大学生创新创业训练计划”项目(202112715007X)。

作者简介:林树潮(1983— ),男,讲师。

E-mail:ShuChaoLin@ hotmail. com

收稿日期:2023 - 04 - 10

0 引言

伴随着世界工业化脚步的进程,LNG 储罐已经成

为生命线工程,其作用也越来越显著,其规模也逐步

向大型化方向发展。 由于大型 LNG 储罐本身复杂,

且其安全等级要求又等同于核电设施,一旦在地震中

发生破坏,不仅会造成巨大的人员伤亡和财产损失,

还将导致爆炸、火灾、环境污染等灾难性后果。 因此,

大型 LNG 储罐的设计与建造,得到世界各国学者的

高度重视与密切关注。

孙建刚等[1]得出长周期地震动作用下储罐隔震设

计关键是隔震频率的结论。 Shekari 等[2] 认为,隔震储

罐的自振周期必须远离场地卓越周期,尤其是远场长

周期地震动的情况下。 Golzar 等[3] 指出,长周期地震

动,对储罐浮顶的竖向变形有显著影响。 Tajirian

[4]提

2023 年 11 期 总第 305 期 林树潮·变曲率摩擦摆隔震 LNG 储罐的地震响应分析 ·41·

出一种配有支撑短柱的片筏式新型隔震系统,研究短

柱摆动对储罐隔震性能的影响。 Malhotra 等[5] 提出

一系列的新型隔震系统,并给出相应的简化力学模

型,研究储罐的隔震性能,以及主要隔震系统参数对

控制效果的影响。 张瑞甫等[6] 提出一种由阻尼器反

力墙、基础桩顶端设置的隔震支座和粘滞阻尼器组成

的新型隔震系统,研究结果表明,可以有效地减少

LNG 储罐的隔震层位移和桩基剪力。

有鉴于此,结合作者关于变曲率摩擦摆隔震系

统的相应前期研究成果,为了避免长周期地震动作

用下隔震 LNG 储罐共振现象的发生,提出一种新型

VCFPS。 本文以某 16 × 10

4 m

3

LNG 储罐为背景,建

立其简化力学模型,利用拉格朗日方程推导了相应

的运动控制方程,对长周期地震动作用下 LNG 储罐

的隔震性能进行分析。 本文研究目标是:(1) 分析

VCFPS 的曲率影响系数、摩擦系数、储罐的液面高

度等参数对 LNG 储罐隔震性能的影响;(2) 在此基

础上提出 VCFPS 的改进措施,可用于降低 LNG 储

罐液体晃动波高。

1 LNG 储罐简化力学模型

1. 1 计算模型

该 16 × 10

4 m

3

LNG 储罐主要由四部分构成:外

罐、膨胀珍珠岩、內罐和內罐液化天然气,其剖面如图

1 所示。 外罐则由承台底板、罐壁、环梁和穹顶构成,

采用 C50 混凝土。 内罐采用 06Ni9DR 材质,半径为

40 m,沿高度方向分为 12 层,自下而上各层厚度如图

1 所示。 外罐与内罐之间的空隙用膨胀珍珠岩填充,

有隔热保冷作用。 该 LNG 储罐正常最大操作液位

31. 847 m,设计液位 34. 760 m。

图 1 LNG 储罐剖面图(单位:m)

隔震装置布置呈环形分布,如图 2 所示,半径

23. 55 m ~ 42. 75 m 范围内,环向间距为 7. 5°,径向间

距为 4. 42 m,共 288 个;半径 14. 72 m ~ 19. 14 m 范围

内,环向间距为 15 度,径向间距为 4. 42 m,共 48 个;

半径 5. 89 m ~ 10. 30 m 范围内,环向间距为 30 度,径

向间距为 4. 42 m,共 24 个;环形分布中心布置一个并

联隔震装置。

图 2 隔震装置布置(单位:mm)

1. 2 简化力学模型

对于外罐而言,可以简化为质量 - 弹簧 - 阻尼

器;对于膨胀珍珠岩而言,可以简化为弹簧 - 阻尼器;

对于内罐来说,mi与 mr均采用 Housner - Haroun 模型

进行计算。 通过典型算例分析计算,Cho 等[7] 证实了

高阶晃动振型对液体晃动波高的影响是不可忽视的,

Shekari 等[8]的研究也得出了类似的结论。 综合考虑

计算精度与效率问题,晃动质量的参数按式(1) 计

算。 LNG 储罐简化力学模型如图 3 所示。

mc1

/ ML = 0. 0136S

5

- 0. 1146S

4

+ 0. 3211S

3

-

0. 2254S

2

- 0. 4827S + 0. 9229 (1a)

hc1

/ HL = - 0. 0028S

5

+ 0. 0313S

4

- 0. 1335S

3

+

0. 2408S

2

- 0. 0349S + 0. 5045 (1b)

mc2

/ ML = - 0. 0045S

5

+ 0. 0430S

4

- 0. 1594S

3

+

0. 2891S

2

- 0. 2666S + 0. 1172 (1c)

hc2

/ HL = 0. 0052S

5

- 0. 0599S

4

+ 0. 2790S

3

-

0. 6694S

2

+ 0. 8727S + 0. 4111 (1d)

式中:ML为内罐的液体质量;HL为内罐的液体高

度;S = HL

/ R,R 为内罐的半径。

·42· 福 建 建 筑 2023 年

图 3 LNG 储罐简化力学模型

1. 3 运动控制方程

各质点动能:

T =

1

2

mr

dxg

dt

+

dxr

dt

( )

2

+

1

2

mi

dxg

dt

+

dxr

dt

+

dxi

dt

( )

2

+

1

2

mc1

dxg

dt

+

dxr

dt

+

dxc1

dt

( )

2

+

1

2

mc2

dxg

dt

+

dxr

dt

+

dxc2

dt

( )

2

+

1

2

mot

dxg

dt

+

dxr

dt

+

dxot

dt

( )

2

(2a)

各质点势能:

V =

1

2

kr

x

2

r +

1

2

ki

x

2

i +

1

2

kc1

x

2

c1 +

1

2

kc2

x

2

c2 +

1

2

kot

x

2

ot

+

1

2

kip

xi - xot

( )

2

(2b)

各阻尼器耗能:

Wnc = - cr

dxr

dt

xr - ci

dxi

dt

xi - cc1

dxc1

dt

xc1 - cc2

dxc2

dt

xc2

- cot

dxot

dt

xot - cip

dxi

dt

-

dxot

dt

( ) xi - xot

( ) (2c)

Hamilton 原 理 是 英 国 数 学 家 Hamilton WB 于

1834 年发表的动力学中,一条适用于完整系统十分

重要的变分原理。 它可以表述为:系统的动能 T、势

能 V 之和与非保守力的虚元功 Wnc对任意从 t

1到 t

2内

的时间变分为零,即为:

δ∫

t2

t1

(T - V )dt + ∫

t2

t1

δWncdt = 0 (3)

对 LNG 储罐而言,由式(3)得 Lagrange 方程为:

d

dt

∂T

∂x

·

n

( ) -

∂T

∂xn

+

∂V

∂xn

= Qi

( n = r,i,c1,c2,ot) (4)

对于 mc2 :

d

dt

∂T

∂x

·

c2

( ) = mc2

d

2

xg

dt

2

+

d

2

xr

dt

2

+

d

2

xc2

dt

( 2 )

∂T

∂xc2

= 0

∂V

∂xc2

= kc2

xc2 Qc2 = - cc2

dxc2

dt

对于 mc1 :

d

dt

∂T

∂x

·

c1

( ) = mc1

d

2

xg

dt

2

+

d

2

xr

dt

2

+

d

2

xc1

dt

( 2 )

∂T

∂xc1

= 0

∂V

∂xc1

= kc1

xc1 Qc1 = - cc1

dxc1

dt

对于 mi:

d

dt

∂T

∂x

·

i

( ) = mi

d

2

xg

dt

2

+

d

2

xr

dt

2

+

d

2

xi

dt

( 2 )

∂T

∂xi

= 0

∂V

∂xi

= ki

xi + kip

xi - xot

( )

Qi = - ci

dxi

dt

- cip

dxi

dt

-

dxot

dt

( )

对于 mr:

d

dt

∂T

∂x

·

r

( ) = mr

d

2

xg

dt

2

+

d

2

xr

dt

( 2 ) + mi

d

2

xg

dt

2

+

d

2

xr

dt

2

+

d

2

xi

dt

( 2 )

+ mc1

d

2

xg

dt

2

+

d

2

xr

dt

2

+

d

2

xc1

dt

( 2 ) + mc2

d

2

xg

dt

2

+

d

2

xr

dt

2

+

d

2

xc2

dt

( 2 )

+ mot

d

2

xg

dt

2

+

d

2

xr

dt

2

+

d

2

xot

dt

( 2 )

∂T

∂xr

= 0

∂V

∂xr

= kr

xr Qr = - cr

dxr

dt

对于 mot:

d

dt

∂T

∂x

·

ot

( ) = mot

d

2

xg

dt

2

+

d

2

xr

dt

2

+

d

2

xot

dt

( 2 )

∂T

∂xot

= 0

∂V

∂xot

= kot

xot - kip

xi - xot

( )

Qot = - cot

dxot

dt

+ cip

dxi

dt

-

dxot

dt

( )

将各质点计算分量代入式(4),得 LNG 储罐简化

力学模型运动方程组:

[m ]

d

2

x

dt { 2 } + [c]

dx

{ dt} + [ k ]{x} = - [m ]{r}

d

2

xg

dt

2

(5)

式中:

[m ] =

mot mot

mc2 mc2

mc1 mc1

mi mi

mot mc2 mc1 mi M

é

ë

ê

ê

ê

ê

ê

ê

ê

ù

û

ú

ú

ú

ú

ú

ú

ú

;

[c] =

cot + cip - cip

cc2

cc1

- cip

ci + cip

cr

é

ë

ê

ê

ê

ê

ê

ê

ê

ù

û

ú

ú

ú

ú

ú

ú

ú

;

2023 年 11 期 总第 305 期 林树潮·变曲率摩擦摆隔震 LNG 储罐的地震响应分析 ·43·

[ k ] =

kot + kip - kip

kc2

kc1

- kip

ki + kip

kr

é

ë

ê

ê

ê

ê

ê

ê

ê

ù

û

ú

ú

ú

ú

ú

ú

ú

;

{r} =

0

0

0

0

1

ì

î

í

ï

ï

ï

ï

ï

ï

ü

þ

ý

ï

ï

ï

ï

ï

ï

;{x} =

xot

xc2

xc1

xi

xr

ì

î

í

ï

ï

ï

ï

ï

ï

ü

þ

ý

ï

ï

ï

ï

ï

ï

。

其中,mot、mc 2 、mc1 、mi 和 mr 分别为外罐质点、第

二阶晃动质点、第一阶晃动质点、柔性脉冲质点和刚

性质点的质量;cot、cc2 、cc1 、ci、cr和 cip分别为外罐质点、

第二阶晃动质点、第一阶晃动质点、柔性脉冲质点、刚

性质点和膨胀珍珠岩的阻尼;kot、kc2 、kc1 、ki、kr和 kip分

别为外罐质点、第二阶晃动质点、第一阶晃动质点、柔

性脉冲质点、刚性质点和膨胀珍珠岩的刚度;xot、xc2 、

xc1 、xi和 xr分别为外罐质点、第二阶晃动质点、第一阶

晃动质点、柔性脉冲质点和刚性质点的位移;M = mr

+ mi + mc1 + mc2 + mot。

2 VCFPS 设计

2. 1 理论分析

在地震动作用下,滑块将克服摩擦力与滑动面,

产生相对运动,滑块任意时刻受力如图 4 所示。 忽略

滑块自身的质量,在 x - z 平面内,由受力平衡得:

∑Fx = 0 F - Nsinθ - Tcosθ = 0 (6a)

∑Fz = 0 Ncosθ - W - Tsinθ = 0 (6b)

式中:W 为 LNG 储罐的自重;N 为滑动面与滑块

接触面的法向反力;T 为滑动面与滑块接触面的切向

摩擦力;F 为摩擦摆隔震支座的恢复力;θ 为滑块相对

于滑动曲面曲率中心的旋转角。

图 4 摩擦摆隔震支座简化力学模型

求解得:

F = Wtanθ + Tsecθ (7a)

N = Wsecθ + Ttanθ (7b)

假定隔震支座处于滑动状态,则:

T = sign x

·

( )μΝ (8)

式中:μ 为动摩擦系数;x

· 为滑动速率。

由式(7b)与式(8)得:

T = sign x

·

( )

1

cosθ

μW

1 - sign x

·

( )μtanθ

[ ] (9)

由式(7a)与式(9)得:

F = Wtanθ + sign x

·

( )μW

1 + tan

2

θ

1 - sign x

·

( )μtanθ

( ) (10)

VCFPS 的滑动面方程[9]为:

z = f( x ) = R - R

2

- x

2

- Csign ( x )x

3

(11)

式中:R 为滑动面曲率半径;C 为曲率影响系数。

对于 VCFPS 而言,tanθ 值远远小于 1,μ 值亦远

远小于 1,将式(11)代入式(10)得:

F = W

x

R

2

- x

2

- 3Csign ( x )x

2

( ) + sign x

·

( )μW (12)

2. 2 VCFPS 设计

2. 2. 1 平衡位置处曲率半径

LNG 储罐的 mi自振周期为 0. 1 s ~ 0. 5 s,mc自

振周期为 3 s ~ 14 s。 为了确保 VCFPS 对 LNG 储罐

隔震有效,必须针对性地设计 VCFPS 的隔震周期,

合理有效地考虑各个质量的隔震效果、摩擦耗能、最

大残余位 移 等 因 素,并 依 据 参 考 文 献 [10] 提 议,

16 × 10

4 m

3

LNG 储罐平衡位置处隔震周期取为

2. 5 s,取 R 为 1. 6 m。

图 5(a)为 R = 1. 6 m 时滑动面方程,可以看出,z

随着 x 增大而变大,但随着 C 增大而减小。 图 5( b)

为 R = 1. 6 m 时滑动面 dz/ dx,W(dz/ dx)为 VCFPS 的

回复力,可以看出,当 C = 0. 3 时,恢复力略微出现下

降,当 C = 0. 4 时,在 0 ~ 0. 272 m 范围内,dz/ dx 逐渐

增大,而在 0. 272 m ~ 0. 45 m 范围内,dz/ dx 逐渐小。

取 C 为 0. 4 且 μ 为 0. 04,对于短周期地震动而言,设

计位移为0. 272 m,对于长周期地震动而言,设计位移

为0. 45 m。 通过摩擦板与滑动面间的摩擦,消耗输入

LNG 储罐的地震动能量。

·44· 福 建 建 筑 2023 年

(a)滑动面方程

(b)dz/ dx

图 5 R = 1. 6 m 时滑动面方程及其 dz/ dx

2. 2. 2 曲率影响系数

VCFPS 是依据钟摆原理而来的。 为了确保钟摆

原理,即不停地进行重力势能与动能之间的相互转

化,其滑动面倾角正切值小于 tan5°。 C = 0. 4 时,x∈

[ - 0. 45 m,0. 45 m],dz/ dx 始终小于 tan5°。

2. 2. 3 摩擦系数

为了确保 VCFPS 自复位功能,μ 始终小于 dz/ dx,

同时为了有效地消耗建筑结构的地震动输入能量,μ

一般不应太小,所以取 μ 为 0. 04。

3 基础隔震 LNG 储罐的地震响应分析

3. 1 地震动选取

对于 LNG 储罐而言,一般采用最不利地震动。

本研究从日本地球科学与防灾研究中心的地震动记

录库中,取出 3 条典型的长周期地震动和 1 条典型的

短周期地震动。 长周期地震动包括 HKD 地震动(峰值

1. 72 m/ s

2

,持时50 s)、Mexican 地震动(峰值 1. 58 m/ s

2

,

持时50 s)和 Kobe 地震动(峰值2. 31 m/ s

2

,持时50 s);

短周期地震动包括 Nridge 地震动(峰值 6. 04 m/ s

2

,持

时 50 s)。 4 条地震动的加速度时程见图 6。 由此可

见,长周期地震动的加速度峰值都不大,但持续时间

都较长。

(a)HKD

(b)Mexican

(c)Kobe

(d)Nridge

(e)功率谱

图 6 不同类型的地震动加速度时程及其功率谱

2023 年 11 期 总第 305 期 林树潮·变曲率摩擦摆隔震 LNG 储罐的地震响应分析 ·45·

地震动功率谱可以反映出地震动的频谱特性对

工程结构地震反应的影响。 因此,本文将它们的功

率谱绘制于图 6( e) 。 可以看出,长周期地震动的频

带分布狭窄,明显集中在低频部分,HKD、Mexican 与

Kobe 地震动能量分别集中于2. 0 s ~3. 0 s、1. 8 s ~ 3. 0 s

与 1. 5 s ~ 3. 0 s;短周期地震动高频成分比较丰富,频

带分布较宽泛,Nridge 地震动能量主要集中于 1 Hz ~

2. 5 Hz。 可以看出,HKD、Mexican 与 Kobe 地震动的长

周期成分,比 Nridge 地震动的长周期成分要丰富得多。

3. 2 曲率影响系数

3. 2. 1 基底剪力

表 1 为 R = 1. 6 m,μ = 0. 04 时基底剪力。 可以看

出,变曲率摩擦摆的隔震技术是一种有效的被动控制

减震技术,随着 C 值增大,储罐隔震效果越明显。

Nridge 地 震 动 时, 基 底 剪 力 分 别 降 低 72. 07% 、

73. 72% 、75. 51% 、77. 55% 与 80. 10% ,而 Kobe 地震

动时,基底剪力分别降低 33. 22% 、36. 04% 、38. 87% 、

42. 40% 与 46. 64% ,Mexican 地震动卓越周期与平衡

位置处隔震周期较为接近,故隔震效果较差。

Mexican 地震动时,摩擦摆隔震均失效,基底剪力

与隔震层位移的滞回关系如图 7 所示。 C 为 0. 4 时,

随着隔震层位移增大,储罐基底剪力先逐渐增大,而

后逐渐减小,可通过摩擦板与滑动面间的摩擦消耗输

入 LNG 储罐的地震能量,达到 VCFPS 的设计要求。

图 7 基底剪力与位移的关系

表 1 R = 1. 6 m,μ = 0. 04 时基底剪力( × 10

8N)

计算模型 HKD Mexican Kobe Nridge

非隔震模型 1. 91 1. 55 2. 83 7. 84

C = 0. 0 1. 51 2. 12 1. 89 2. 19

C = 0. 1 1. 48 2. 18 1. 81 2. 06

C = 0. 2 1. 46 2. 22 1. 73 1. 92

C = 0. 3 1. 42 2. 00 1. 63 1. 76

C = 0. 4 1. 37 1. 60 1. 51 1. 56

3. 2. 2 晃动波高

表 2 为 R = 1. 6 m,μ = 0. 04 时,液体晃动波高。

可以看出,对于非隔震 LNG 储罐,随着地震动卓越周

期的延长,液体晃动波高逐渐增大。 对于 Nridge、Kobe 与 HKD 地震动而言,随着 C 值增大,晃动波高略

有增长,但可以忽略 C 值对液体晃动波高的影响。 对

于 Mexican 地震动而言,地震动卓越周期趋近于平衡

位置处隔震周期,液体晃动波高分别增大 31. 58% 、

35. 79% 、40. 00% 、43. 16% 与 45. 26% ,将不利于 LNG

储罐安全操作。

表 2 R = 1. 6 m,μ = 0. 04 时液体晃动波高 m

计算模型 HKD Mexican Kobe Nridge

非隔震模型 3. 81 0. 95 0. 40 0. 39

C = 0. 0 3. 86 1. 25 0. 53 0. 61

C = 0. 1 3. 86 1. 29 0. 54 0. 61

C = 0. 2 3. 86 1. 33 0. 54 0. 61

C = 0. 3 3. 86 1. 36 0. 53 0. 61

C = 0. 4 3. 86 1. 38 0. 54 0. 62

3. 3 摩擦系数

3. 3. 1 基底剪力

表 3 为 R = 1. 6 m,C = 0. 4 时基底剪力。 可以看

出,对于 Nridge 地震动而言,随着摩擦系数增大,基底

剪力逐渐变大,对于 Nridge、Kobe 与 HKD 地震动而

言,随着摩擦系数增大,基底剪力先减小后增大,这说

明摩擦系数存在优化段 0. 06 ~ 0. 08,可用于 LNG 储

罐抗震设计。

表 3 R = 1. 6 m,C = 0. 4 时基底剪力( × 10

8N)

μ HKD Mexican Kobe Nridge

0. 04 1. 37 1. 57 1. 51 1. 56

0. 06 1. 24 1. 16 1. 41 1. 69

0. 08 1. 27 1. 21 1. 40 1. 81

0. 10 1. 43 1. 39 1. 44 2. 03

0. 12 1. 64 1. 56 1. 67 2. 26

3. 3. 2 晃动波高

表4 为 R = 1. 6 m,C = 0. 4 时液体晃动波高。 对于

Nridge 地震动而言,随着摩擦系数增大,晃动波高逐渐减

小;对于 Nridge、Kobe 与 HKD 地震动而言,在0. 06 ~0. 12

的摩擦系数范围内,液体晃动波高变化并不显著。

表 4 R = 1. 6 m,C = 0. 4 时液体晃动波高 m

μ HKD Mexican Kobe Nridge

0. 04 3. 86 1. 38 0. 54 0. 62

0. 06 3. 78 0. 95 0. 42 0. 53

0. 08 3. 80 0. 95 0. 41 0. 50

0. 10 3. 81 0. 95 0. 41 0. 49

0. 12 3. 81 0. 95 0. 40 0. 48

3. 4 储罐液面高度

ST1 为 1 / 3 设计液位高度,ST2 为 2 / 3 设计液位

高度,ST3 为 LNG 储罐设计液位高度,各计算工况下

基底剪力与液体晃动波高,列于表 5 和表 6。

·46· 福 建 建 筑 2023 年

表 5 R = 1. 6 m,C = 0. 4 时基底剪力( × 10

8N)

计算模型 HKD Mexican Kobe Nridge

ST3 1. 37 1. 57 1. 51 1. 56

ST2 1. 08 0. 93 0. 94 1. 19

ST1 0. 59 0. 46 0. 55 0. 81

表 6 R = 1. 6 m,C = 0. 4 时液体晃动波高 m

计算模型 HKD Mexican Kobe Nridge

ST3 3. 86 1. 38 0. 54 0. 62

ST2 3. 36 0. 87 0. 50 0. 60

ST1 4. 80 1. 49 0. 88 1. 18

3. 5 改进措施

对于 VCFPS,可有效控制 LNG 储罐基底剪力,但

不可以降低液体晃动波高。 本文提出以水平段取代

平衡位置附近曲线段,即改变 VCFPS 平衡位置处隔

震周期。 δ 为平衡位置附近滑动面水平段长度,取 δ

为 150 mm、200 mm、250 mm、300 mm 时,各计算工况

下基底剪力仿真结果列于表 7,Mexican 地震动作用

下基底剪力与隔震层位移的滞回关系如图 8 所示。

表 8 为 R = 1. 6 m,μ = 0. 04,C = 0. 4 时液体晃动

波高。 可以看出,随着 δ 值增大,各地震动作用下液

体晃动波高均降低,对于 Mexican 地震动而言,不同 δ

值对应的晃动波高分别降低 3. 62% 、7. 25% 、10. 87%

与 15. 22% 。 因此,随着平衡位置附近滑动面水平段

长度增大,液体晃动波高显著降低。

表 7 R = 1. 6 m,μ = 0. 04,C = 0. 4 时基底剪力( × 10

8N)

δ (mm) HKD Mexican Kobe Nridge

0 1. 37 1. 61 1. 51 1. 56

150 1. 49 1. 61 1. 54 1. 57

200 1. 53 1. 61 1. 39 1. 33

250 1. 55 1. 61 1. 41 1. 36

300 1. 56 1. 61 1. 45 1. 41

表 8 R = 1. 6 m,μ = 0. 04,C = 0. 4 时液体晃动波高 m

δ(mm) HKD Mexican Kobe Nridge

0 3. 86 1. 38 0. 54 0. 62

150 3. 74 1. 33 0. 53 0. 64

200 3. 74 1. 28 0. 39 0. 44

250 3. 71 1. 23 0. 39 0. 45

300 3. 70 1. 17 0. 39 0. 45

图 8 基底剪力与隔震层位移的滞回关系

4 结论

本文以某 16 × 10

4 m

3

LNG 储罐为工程背景,研

究长周期地震动作用下变曲率摩擦摆隔震 LNG 储罐

的隔震性能,主要结论包括:

(1)无论长周期地震动还是短周期地震动,变曲

率摩擦摆隔震 LNG 储罐,可以有效控制基底剪力,但

不能降低液体晃动波高。

(2)在 0. 06 ~ 0. 08 摩擦系数范围内,基底剪力达

到最优。 在 0. 06 ~ 0. 12 摩擦系数范围内,液体晃动

波高变化不显著。

(3)随着平衡位置附近滑动面水平段长度增大,

液体晃动波高显著降低。

参 考 文 献

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2023 年第 11 期

总第 305 期

福 建 建 筑

Fujian Architecture & Construction

No 11·2023

Vol·305

叠合柱在某超高层办公楼的应用探析

陈国林

(嘉博联合设计股份有限公司 福建福州 350001)

摘 要:钢管混凝土叠合柱由于具有承载力高、延性好、防火性好和施工较方便等优点,被广泛应用于在高层建筑结构

中。 为此,分析钢管混凝土叠合柱在某主体高度约 200 m 超高层办公楼中的应用情况,并采用 YJK 和 Midas Building

对该钢管混凝土叠合柱的结构体系进行整体验算,同时采用有限元分析软件,对叠合柱的节点进行补充分析。 结果表

明,结构体系合理、刚度和质量分布均匀,钢管混凝土叠合柱能较好地应用于超高层建筑中。

关键词: 超高层结构;框架 - 核心筒结构;钢管混凝土叠合柱;有限元分析

中图分类号:TU3 文献标识码:A 文章编号:1004 - 6135(2023)11 - 0047 - 05

Analysis on The Application Of The Overlap Column In A Super High - rise Office Building

CHEN Guolin

(Fujian Jiadesign Co. Ltd. ,Fuzhou 350001)

Abstract:The steel pipe concrete overlapping column is widely used in high - rise building structures due to the advantages of high load

capacity,good delay,good fire resistance,and convenient construction. This article introduces the application of the high - rise office building of the steel pipe concrete overlapping column in a high - rise office building of about 200 meters in a subject. Analysis software supplements the overlap column node. Results showed that the current structural design system is reasonable,the structural stiffness and quality are

evenly distributed,and the concrete stack column of the steel pipe can be better applied to super high - rise buildings.

Keywords:Super high - rise structure; Frame core - tube structure; Concrete - filled steel tube reinforced concrete column; Dynamic elastic - plastic

作者简介:陈国林(1971. 7— ),男,高级工程师。

E-mail:aass1999@ qq. com

收稿日期:2023 - 05 - 17

0 引言

钢管混凝土叠合柱是通过在钢筋混凝土柱中间

设置钢管形成的叠合构件,它集合了钢管混凝土和

钢筋混凝土的优点[1 - 3]

。 与传统的钢管混凝土相

比,叠合柱的抗火性能、防腐性能和施工便利性更

好;与传统的钢筋混凝土柱相比,叠合柱的承载能

力、延性、控制截面面积等方面能力更为突出;与型

钢混凝土柱相比,叠合柱的含钢率更低,承载力却更

高,且具有更优良的抗压和抗震性能,建筑有效使用

面积更多。

1996 年,辽宁省邮政枢纽大厦成为首次采用钢

管混凝土叠合柱的高层建筑[4]

,深圳诺德金融中心大

厦和深圳卓越皇岗世纪中心项目,随之也应用了钢管

混凝土叠合柱[5]

。 这些项目中叠合柱的应用,均取得

了良好的建筑效果和经济效益。

钢管混凝土叠合柱是在钢管混凝土和钢骨混凝

土的基础之上发展起来的。 其基本形式,是将钢管

混凝土置于截面中部,外包普通钢筋混凝土。 钢管

混凝土叠合柱具有多重约束作用:外围钢筋混凝土

约束核心钢管混凝土,钢管内壁约束管内混凝土,同

时,钢管内、外混凝土又约束钢管,钢筋笼约束外围

混凝土。 在这种相互多重约束下,改善各种材料的

应力状态和工作条件,使叠合柱中各种材料的优点

和性能可以充分地发挥,因而具有刚度大、承载力

高、耐腐蚀、耐火性能和抗震性能好等特点[6 - 7]

。 它

能够适应大跨、高耸等现代工程结构,并能够满足重

载发展和承受恶劣条件的需要,符合现代化施工技

术的工业化要求,已逐渐成为结构工程学科的一个

重要的发展方向。

1 工程概述

某超高层办公楼项目位于赣州市,上部结构 45

层,总高度达 194. 55 m,效果图如图 1 所示,标准层建

筑平面如图 2 所示。

·48· 福 建 建 筑 2023 年

图 1 项目效果图

图 2 标准层建筑平面图

该项目采用钢筋混凝土框架 - 核心筒结构,抗震

设防类别为丙类,设防烈度 6 度,场地类别为Ⅱ类,抗

震地震峰值加速度值为 0. 05 g。 塔楼地上总重量为

G = 14 6870 t,标准层平均重力为 15. 95 kN/ m

2

,一层

柱底最大轴力 Nmax = 61 168 kN,地下二层柱底(承台

面)最大轴力为 Nmax = 66 184 kN。

29 层以下外围框架柱均采用钢管混凝土叠合柱。

叠合柱截面外径由 1800 mm 逐步收进为 1200mm,叠合

柱混凝土强度均为 C60,钢管采用 Q345 钢材。 29 层以上

框架柱采取设置芯柱等构造措施,逐步变为普通钢筋混

凝土柱,并继续收进截面至900 mm。 叠合柱中的钢管外

径为1100 mm 或900 mm,钢管壁厚为20 mm ~30 mm 不

等,管外混凝土厚度为 150 mm ~350 mm,叠合柱具体参

数如表1 所示。

表 1 叠合柱参数简表

直径 D0

(mm)

钢管外径

Di(mm)

钢管厚度

t

s(mm)

含钢率

(% )

套箍指标

(% )

径厚比

1800 1100 30 3. 96 1. 11 36. 7

1600 1100 30 5. 02 1. 11 36. 7

1500 1100 30 5. 71 1. 11 36. 7

1300 900 30 6. 18 1. 38 30. 0

1300 900 25 5. 18 1. 13 36. 0

1300 900 20 4. 17 0. 89 45. 0

1200 900 30 7. 25 1. 38 30. 0

1200 900 25 6. 08 1. 13 36. 0

1200 900 20 4. 89 0. 89 45. 0

2 框架柱选型分析

2. 1 框架柱选型经济性分析

钢管混凝土叠合柱充分发挥了钢管抗压承载力

高、钢筋混凝土外围构造简单以及方便维护的优势。

与型钢混凝土柱比较,叠合柱含钢率更低,承载力却

更高,且具有更优良的抗压和抗震性能,建筑有效使

用面积更多。 与钢管混凝土柱比较,叠合柱具有更简

单的施工措施,更好的防火防腐性能,相同承载力水

平下更低的含钢量。 本文结合工程实际,对普通混凝

土柱、型钢混凝土柱、叠合钢管柱及钢管柱的截面造

价等信息进行对比分析,数据如表 2 所示。

表 2 框架柱选型经济性对比

结构

方案

二层柱典

型截面直

径(mm)

上部柱

砼用量

(m

3

)

上部柱

钢筋用

量(t)

柱内钢

材用量

(t)

总造价

(万元)

叠合柱 1600 4101 611. 67 1310 1689. 88

钢管柱 1600 4030 — 1863 1878. 20

型钢柱 1900 4317 973. 28 1678 2212. 69

普通柱 2500 5206 1739. 82 0 1130. 21

以上各类框架柱的主体结构计算分析,各项指标

均满足规范要求,柱截面控制条件为轴压比限值。 其

中,普通钢筋混凝土柱的综合造价最低,但截面过大,

对建筑功能空间的占用较多,故不建议采用;叠合柱

与钢管柱控制截面差不多,一次土建造价略有优势,

且钢管柱尚需考虑防火包裹的尺寸及费用,施工步骤

更为繁复;叠合柱对比型钢柱在控制截面及造价方面

均有一定优势,故框架柱轴压比控制时,采用叠合柱

形式为宜。

2. 2 框架柱施工选型分析

对比分析钢管混凝土柱和钢管混凝土叠合柱的

施工便利性,图 3 为叠合柱施工现场图片。 钢管柱、

叠合柱体系可适配钢梁或型钢梁,亦可连接普通钢筋

混凝土梁。 当采用普通钢筋混凝土梁时,梁纵筋与叠

合柱之间的可考虑局部钢管开洞穿筋,但需严格控制

横截面的开洞比例及钢筋排布;亦可考虑通过耳板或

2023 年 11 期 总第 305 期 陈国林·叠合柱在某超高层办公楼的应用探析 ·49·

外加强环进行焊接。 但现场施焊的质量要求较高,且

同一区域焊接的钢筋数量不宜过多;也可采用钢筋混

凝土环梁形式连接,环梁尺寸较大,对建筑功能空间

有一定影响。

图 3 叠合柱施工现场

钢管混凝土柱与叠合柱相比较,叠合柱内部钢管

混凝土柱截面惯性距与外围的混凝土柱相比较小,故

分配到的弯矩也较少。 所以,在柱上开孔较纯钢管柱

可开更大,更有利于施工。 取二层典型位置柱内力进

行比较,如表 3 所示。

表 3 叠合柱与钢管柱中钢管承载对比

结构

方案

典型柱截

面直径

(mm)

钢管

直径

(mm)

钢管截面

惯性距 I

(mm

4

)

柱底最

大弯矩

(kN·m)

钢管承担

的弯矩

(kN·m)

叠合柱 1600 Φ1100 7. 18x10

10 2192 489. 5

钢管柱 1600 Φ1600 32. 15x10

10 2192 2192

3 主体结构设计

3. 1 主体结构体系概述

根据文献[8 - 9],本工程为 B 级高度的超限高

层结构,存在结构扭转不规则的超限项。 其层间位移

比介于 1. 2 至 1. 4 之间,需满足文献[8 - 9]中的关于

超限项目的性能目标要求。 标准层结构平面布置如

图 4 所示。

图 4 标准层结构平面图

3. 2 主体结构计算分析

3. 2. 1 计算分析

主体结构采用 Midas Building 和 YJK 进行整体计

算,对其主要指标进行对比分析,以确保计算的准确

性。 考虑到结构特殊的“三角形” 形状,计算了 0°、

30°和 60°三个方向的水平地震作用。 弹性时程分析

计算时,选取了 5 条天然波和 2 条人工波,根据时程

分析结果,分别进行局部楼层地震力放大。

计算结果显示,核心筒的倾覆力矩比和剪力比均

大于 50% ,可以作为抗震第一道防线;各楼层外框架

地震剪力占结构底部总地震剪力标准值比均大于

10% ,可以作为抗震第二道防线。

工程高度超 150 m,按文献[8]的规定要求,结构

应满足风振舒适度要求,结构阻尼比取0. 02。 计算结

果表明,顶点最大加速度值均小于 0. 150 m / s

2

,能满

足结构风振舒适度的要求。

3. 2. 2 罕遇地震下的结构响应

本工程房屋高度接近 200 m,采用动力弹塑性分

析方法进行弹塑性变形验算,分析软件采用 YJK 程序

的动力弹塑性分析模块。

计算结果表明,结构在罕遇地震作用下的位移角

满足规范要求,X 向层间最大位移角为 1 / 295,Y 向层

间最大位移角为 1 / 238。

计算结果表明:除了局部墙体有轻微损伤外,核

心筒剪力墙基本保持完好;连梁、框架梁等构件损伤

较大,对结构延性的提高起着重要作用。 叠合柱性能

良好,可以作为有效抗侧力的第二道防线。 图 5 和图

6 为罕遇地震下,框架柱和剪力墙损伤统计图。

综上,罕遇地震作用下结构的性能状态,可以达

到性能目标的要求。

图 5 罕遇地震下框架柱损伤统计

·50· 福 建 建 筑 2023 年

图 6 罕遇地震下剪力墙损伤统计

4 叠合柱节点设计

4. 1 叠合柱梁柱节点设计

抗震设计强调“强节点、弱构件”,可见节点设计

对整体结构的抗震性能的影响重大。

本工程主体框架柱 29 层以下采用钢管混凝土叠

合柱,梁板为钢筋混凝土梁板,梁柱连接节点的设计

较为复杂。 考虑到施工便利性和建筑的功能要求,采

取在叠合柱的钢管上开小孔的方式,以供梁柱顺利连

接。 研究表明,钢管上开小孔,对叠合柱的承载能力

和变形能力影响较小[10]

,小孔对钢管的截面削弱也

很小。 图 7 和图 8 分别为叠合柱钢管开小孔的连接

节点构造和节点施工图。

图 7 叠合柱节点大样

为研究钢管开小孔后的梁柱节点力学性能,选取

最不利的梁柱节点进行有限元计算分析,钢材采用满

足 Mises 屈服准则的等向弹塑性模型,混凝土采用塑

形损伤模型[11]

,钢材和混凝土采用文献[12]提出的

本构模型。 建模过程中,钢筋和箍筋选用 TRUSS 单

元,钢材选用壳单元( S4R),混凝土采用实体单元

C3D8R 进行模拟。

图 8 梁柱节点施工图

叠合柱节点应力云图如图 9 所示。 由图可见,叠

合柱中钢管的 Mises 应力基本小于设计强度;开洞周

围出现应力集中现象,个别单元应力接近设计强度,

属正常现象。

图 9 叠合柱节点应力云图

4. 2 叠合柱柱脚节点设计

钢管混凝土叠合柱柱脚为压弯复合受力,截面外

侧既要承受轴压作用下的均匀应力,也要承受弯矩作

用下的弯曲拉压应力。 其中,竖向压力多数由叠合柱

2023 年 11 期 总第 305 期 陈国林·叠合柱在某超高层办公楼的应用探析 ·51·

的钢管混凝土内芯承担,而弯矩大部分由管外的钢筋

混凝土柱承担,故可简化钢管柱脚节点做法,如图 10 ~

图 11 所示。

图 10 叠合柱的柱脚节点构造

图 11 叠合柱的柱脚节点剖面图

5 结语

钢管混凝土叠合柱具有承载力高、抗震性能好等

诸多优点。 随着相关研究的不断深入开展和工程实

践经验的积累,这类组合柱在实际工程中的应用,将

愈加广泛。

本文分析梳理钢管混凝土叠合柱在某超高层办

公楼中的应用情况:

(1)结合工程,对框架柱的选型进行对比分析,

结果表明:叠合柱的截面尺寸、综合造价和施工便利

性等方面,均有较大的优势。

(2)采用 YJK 和 Midas Building,对该钢管混凝土

叠合柱的结构体系进行安全验算。 对主体结构的计

算结果表明:叠合钢管柱结构体系的结构刚度、质量

分布均匀,各项关键指标满足现行规范要求。

(3)采用有限元软件,对梁柱节点进行分析计

算,叠合柱整体应力水平小于设计强度,可满足设计

要求。 同时分析介绍了本项目叠合柱的柱脚节点

构造。

(4) 本超限高层办公项目中,叠合柱的应用可满

足结构安全、耐久、经济的目标要求,项目经验可供类

似工程参考。

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[12] 韩林海. 钢管混凝土结构 - 理论与实践(第 2 版) [M].

北京:科学出版社,2007.

2023 年第 11 期

总第 305 期

福 建 建 筑

Fujian Architecture & Construction

No 11·2023

Vol·305

高层建筑消能减震技术应用研究

———以某疾控中心应急大楼为例

陈 科

(福建省建筑设计研究院有限公司 福建福州 350000)

摘 要:《建设工程抗震管理条例》(国务院令第 744 号)

[1] 对重要建筑的承载力、变形以及构件损伤方面的性能目标

提出了更高的要求,常规抗震方法设计此类结构有一定的难度。 结构减震设计可以通过提供阻尼,比较有效地实现重

要结构的抗震性能指标。 以某疾控中心应急大楼为例,利用弹塑性动力时程分析方法,分别对采用 BRB、采用 VFD 以

及采用两者组合三种减震方案进行分析。 通过对设防地震、罕遇地震下的层间位移角和基底剪力的比较,得出如下结

论: BRB 方案能有效控制结构在设防和罕遇地震下的层间位移角,但在设防地震作用下基底剪力略有增大;VFD 方案

在设防和罕遇地震下,均提供了较高的附加阻尼比,有效降低了结构的层间位移角和基底剪力,但在罕遇地震下,对结

构位移的控制相对较弱;组合方案发挥了更好的性能优势,层间位移角和基底剪力显著降低。

关键词: 高层建筑;减震设计;屈曲约束支撑;黏滞阻尼器;组合减震

中图分类号:TU3 文献标识码:A 文章编号:1004 - 6135(2023)11 - 0052 - 06

Research on the Application of Energy Dissipation and Vibration Reduction Technology in High rise Buildings

———Taking an Emergency Building of a CDC as an Example

CHEN Ke

(Fujian Provincial Institute of Architectural Design and Research CO. , LTD , Fuzhou 350000)

Abstract:The Regulations on the Administration of Earthquake Resistance in Construction Projects (State Council Order No. 744)

[1]

put

forward higher requirements for the performance goals of important buildings in terms of bearing capacity, deformation, and component

damage. Structures using conventional seismic methods poses certain difficulties during designing. Earthquake - reduction design can provide damping , effectively achieving important structural seismic performance indicators. This article takes an CDC building as an example

and uses the elastic - plastic dynamic time history analysis method to analyze three seismic reduction schemes: using BRB, using VFD,

and using a combination of the two. By comparing the interlayer displacement angle and base shear force under seismic fortification and rare

earthquakes, the following conclusion can be drawn: the BRB scheme can effectively control the interlayer displacement angle of the structure under seismic fortification and rare earthquakes, but the base shear force slightly increases under seismic fortification; The VFD

scheme provides a high additional damping ratio in both fortification and rare earthquakes, effectively reducing the interlayer displacement

angle and base shear force of the structure, but the control of structural displacement is relatively weak in rare earthquakes; The combination scheme has shown better performance advantages , with significantly reduced interlayer displacement angle and base shear force.

Keywords:High - rise buildings;Earthquake - reduction design;BRB;Viscous damper;Combination damps

作者简介:陈科(1984— ),男,高级工程师。

E-mail:chen. k@ foxmail. com

收稿日期:2023 - 04 - 23

0 引言

重要建筑的抗震性能指标要求高,常规抗震设计

方法通常存在构件截面尺寸大、延性不足以及损伤程

度难以控制的问题,在可行性和经济性上具有一定的

局限性。 减震技术通过消能器转移耗散地震能量,可

有效减轻主体结构损伤,降低结构响应,提升设防地

震和罕遇地震下的结构抗震性能,为重要建筑震后及

时正常恢复使用提供了可能性。 本文以某疾控中心

应急大楼为例,结合《基于保持建筑正常使用功能的

抗震技术导则》

[2]

(以下简称“导则”)的相关要求,对

布置有常见 屈 曲 约 束 支 撑 ( BRB) 和 黏 滞 阻 尼 器

(VFD)的结构进行减震方案和减震效果的对比研究。

1 工程概况

某疾控中心应急大楼,主要功能为疾病预防和控

制。 根据“导则” 相关条文,本工程位于地震重点监

视防御区,且属于应急指挥机构,符合 I 类建筑标准。

该建筑地上 11 层、地下 1 层,建筑高度 49. 9 m、

标准层层高为 4. 5 m;平面长 51. 4 m、宽 19. 1 m、高宽

比为 2. 61,结构体系较为规则,如图 1 ~ 图 3 所示。

图 1 某疾控中心应急大楼建筑平面布置图

2023 年 11 期 总第 305 期 陈 科·高层建筑消能减震技术应用研究 ·53·

图 2 建筑南立面图 图 3 建筑东立面图

本工程设计使用年限为 50 年,结构安全等级为

一级。 设计基本风压为 0. 7 kN/ m

2

(50 年一遇);建筑

抗震设防分类为重点设防类,抗震设防烈度为 7 度,

设计基本地震加速度为 0. 15 g,设计地震分组为三

组,场地类别为Ⅱ类。

2 性能目标

根据 《 建 筑 消 能 减 震 技 术 规 程》 ( JGJ297—

2013)

[3]和“导则”要求,本工程在不同地震水准下的

性能目标如表 1 所示。

表 1 减震性能目标

类别 多遇地震 设防地震 罕遇地震

结构构件 完好 完好或基本完好 轻微或轻度损坏

位移角 1 / 550 1 / 400 1 / 150

总体性能 无需修理 无需修理可继续使用 简单修理可继续使用

3 抗震模型

3. 1 模型的建立

主体采用型钢混凝土柱框架结构体系,框架抗震

等级为一级,结构布置如图 4 所示。 抗震模型构件截

面尺寸及砼强度等级如表 2 所示;Y - PACO 中钢筋

和钢材本构采用双折线随动强化模型,初始弹性模量

按《钢结构设计标准》 (GB 50017—2017)

[4] 与《混凝

土结构设计规范》 (GB 50011—2010)

[5] 取值,屈服后

的弹性模量,为初始弹性模量的 0. 01 倍;混凝土本构

模型,采用《混凝土结构设计规范》附录 C 中混凝土

应力 - 应变关系曲线。 杆件按纤维束模型模拟,墙、

板按分层壳模型模拟。

表 2 构件尺寸及砼强度等级

楼层

砼等级 主要截面

柱 梁 框架柱 框架梁

十 ~ 屋面层 C40 C30 900 × 900 400 × 900、300 × 900

八 ~ 九层 C45 C30 900 × 900 400 × 900、300 × 900

六 ~ 七层 C50 C30 900 × 900 400 × 900、300 × 900

地下一层 ~ 五层 C55 C35 900 × 900 400 × 900、300 × 900

图 4 结构平面布置图

结构自振周期如表 3 所示。

表 3 抗震结构自振周期

振动阶数 X 向平动 Y 向平动 扭转

1 1. 402 1. 552 1. 379

2 0. 467 0. 503 0. 454

3 0. 281 0. 290 0. 262

3. 2 地震波的选用

根据我国 《 建筑抗震设计规范》 ( GB 50011 )

(2016 年版)

[6]

(以下简称“抗规”)的建议,设防地震

与罕遇地震工况,分别选取 7 条地震波(5 条天然波

+ 2 条人工波)进行验算。 设防地震下峰值加速度取

150 m / s

2

,罕遇地震下峰值加速度取 310 m / s

2

,设防

地震和罕遇地震的平均地震影响系数曲线与规范反

应谱曲线对比,如图 5 ~ 图 6 所示。

图 5 设防地震标准化地震波加速度反应谱对比

图 6 罕遇地震标准化地震波加速度反应谱对比

3. 3 分析结果

抗震模型七条波平均层间位移角如图 7、表 4

所示。

·54· 福 建 建 筑 2023 年

(a)设防地震 (b)罕遇地震

图 7 抗震方案层间位移角

表 4 平均层间位移角最大值

类别 X 向 Y 向

设防地震 1 / 232 1 / 308

罕遇地震 1 / 112 1 / 124

根据计算结果,可知抗震模型已经基本满足“抗

规”的变形要求(罕遇地震作用下位移角小于 1 / 50)。

但以“ 导则” 作为设计标准时,抗震模型存在以下

问题:

(1)在设防地震和罕遇地震下的层间位移角,超

出“导则”中 I 类建筑 1 / 400 和 1 / 150 的位移角限值。

(2)设防地震 CQC 结果显示,一 ~ 三层多处框架

节点核心区剪压比超限,多处构件出现超筋问题。 此

说明,原模型在设防地震作用下,部分构件截面不能

抵抗地震力作用,建筑无法正常使用。

(3)设防和罕遇地震作用下,较多竖向关键构件

出现中度至严重破坏,无法实现中震保持完好和大震

轻微损坏的结构体系性能目标。

针对以上问题,尝试使用减震设计以提高结构抗

震性能。

4 减震设计方案

4. 1 减震思路

本工程为框架结构体系,建筑高度接近框架结构

A 类高层限值(50 m),刚度偏弱,宜优先考虑加大刚

度的位移型消能器(BRB)。 但由于建筑立面开窗比

例较高,为避免过度影响建筑效果,适合采用墙式黏

滞阻尼器(VFD)方案。 基于上述条件,为寻求最优布

置,本文分别研究 BRB 方案、VFD 方案和组合方案

(BRB + VFD)三种减震设计方案的性能指标。

4. 2 减震方案

4. 2. 1 屈曲约束支撑(BRB)方案

BRB 属于位移相关型消能器,消能能力与其两端

相对位移有关。 地震力较小时,两端相对位移较小,

BRB 主要提供刚度;地震力增大后,相对位移增大,消

能器屈服耗能。 因此,BRB 适用于结构刚度较弱,位

移响应较大的情况[7]

。

本方案通过读取抗震模型的楼层屈服剪力,将其

按比例折减后,作为并联消能器对应方向上的总屈服

力并估算 BRB 数量,再按人字形支撑的方式,设置于

楼层有害位移较大的区域。 屈曲约束支撑型号为

BRB - C × 750 × 3500,刚度 159 574 kN/ m,屈服力

750 kN,屈服后刚度比 0. 035,屈服位移 4. 7 mm。 平

面布置如图 8 所示。

图 8 BRB 方案平面布置图

为满足Ⅰ类建筑的要求,本方案通过在中部增设

两道 BRB 人字撑,使最大层间位移角降低至 1 / 440,

但对建筑立面影响较大。 BRB 方案在设防地震和罕

遇地震下的弹塑性层间位移角如图 9 所示;基底剪力

及附加阻尼比展示如表 5 ~ 表 6 所示。

(a)设防地震 (b)罕遇地震

图 9 抗震方案和 BRB 方案层间位移角

表 5 平均基底剪力最大值

类别

BRB 方案 抗震模型

X(kN) Y(kN) X(kN) Y(kN)

平均减

震率(% )

设防地震 21291 22101 20439 19453 - 8. 88

罕遇地震 35147 32655 40761 38795 16

表 6 等效阻尼比 %

类别

X Y

BRB 结构弹塑性 BRB 结构弹塑性

设防地震 0. 41 0. 25 0. 58 0. 18

罕遇地震 2. 21 0. 25 3. 58 0. 20

由图 9 可得,设置了屈曲约束支撑(BRB)的减震

方案在设防地震和罕遇地震作用下,结构的弹塑性层

间位移角均能满足“导则”要求。 罕遇地震下消能器

工作正常,与抗震模型对比,减震率达到 16% 。 可

见,BRB 方案可以有效提高抗震性能,实现预期的性

能目标,如表 1 所示。

2023 年 11 期 总第 305 期 陈 科·高层建筑消能减震技术应用研究 ·55·

由于“导则”将设防地震作用下的位移角限值降

低至 1 / 400,该工况下结构的位移较小,导致大部分屈

曲约束支撑的行程无法超过其屈服位移,不能进入屈

服耗能状态。 由表 6 可知,设防地震作用下,BRB 提

供的等效阻尼比较低,但结构弹塑性提供的阻尼比略

高,说明设防地震作用下 BRB 耗能较小,且结构已经

开始出现损伤,减震效果不理想;由于 BRB 提供的刚

度较大,弥补了设防地震下消能器屈服耗能过低的影

响,使得结构的位移响应仍能满足要求。

由表 5 可知,在设防地震下,BRB 方案提升了结

构刚度,导致基底剪力较抗震模型有所增加,构件配

筋量提升。

BRB 方案可以实现预期的性能目标,但“导则”

对结构位移限值提出了较高的要求,BRB 方案在设防

地震下,不能充分发挥其消能减震作用,同时基底剪

力有一定增大。 设防地震作用下,该方案存在一定局

限性。

4. 2. 2 VFD 方案

针对 BRB 方案的局限性,改用受位移影响较小

的 VFD 方案进行分析对比。

黏滞阻尼器(VFD)属于速度相关型阻尼器,通过黏

滞材料运动提供阻尼,消能能力在各地震水准下均能得

到发挥。 根据已有研究结果,VFD 可有效降低基底剪力

和结构加速度,对结构周期无明显影响,仅提供动刚度,

适用于基底剪力较大、层间加速度较大的结构[8 -10]

。

通过大震弹塑性时程分析计算黏滞阻尼器出力大

小及位移,并根据出力、阻尼系数、阻尼指数反算阻尼

器最大速度,并以此选用墙式黏滞阻尼器。 VFD 恢复

力模型采用麦克斯韦模型,阻尼为 953 kN/ (m/ s)

0. 3

,

阻尼力 800 kN,最大行程 120 mm,最低速度 0. 15 m/ s,

最高速度 0. 4 m/ s。 布置如图 10 所示。

图 10 VFD 方案平面布置图

VFD 方案在设防地震和罕遇地震作用下的弹塑

性层间位移角,如图 11 所示。 表 7 ~ 表 8 展示了设防

地震和罕遇地震两种工况下的基底剪力和附加阻尼

比的情况。

由图 11、表 8 可知,在设防地震和罕遇地震作用

下,VFD 方案可以有效发挥耗能作用,对应弹塑性层

间位移角均满足导则要求;基底剪力与抗震模型对

比,也有明显减小,减震率达到 10% ~ 18% ,同样能够

实现“导则”要求的性能目标。

(a)设防地震 (b)罕遇地震

图 11 抗震方案和 VFD 方案层间位移角

表 7 平均基底剪力最大值

类别

VFD 方案 抗震模型

X(kN) Y(kN) X(kN) Y(kN)

平均减

震率(% )

设防地震 18341 17335 20439 19453 10. 6

罕遇地震 33786 32036 40761 38795 18

表 8 等效阻尼比 %

类别

X Y

VFD 结构弹塑性 VFD 结构弹塑性

设防地震 4. 67 0. 07 11. 13 0. 07

罕遇地震 4. 13 0. 38 7. 99 0. 56

在罕遇地震作用下,黏滞阻尼器提供的等效阻尼

比,相对设防地震工况下降了 28% ,同时结构弹塑性

耗能提供的阻尼比大幅度增长;对应弹塑性层间位移

角也增大至“导则” 规定的临界值。 说明在该工况

下,黏滞阻尼器减震性能下降,对结构位移的控制效

果下降,关键构件已经无法得到有效的保护。

VFD 方案基本上可以满足“导则” 要求,但在罕

遇地震下,提供的等效阻尼比降低,导致减震性能下

降,结构损伤增长明显。

4. 2. 3 组合减震方案模型

由 BRB 方案和 VFD 方案的分析结果可得:BRB

方案在设防地震下,减震性能受限,罕遇地震下,通过

提供刚度和屈服耗能两种途径,减震性能得到充分发

挥;VFD 方案与之相反,在设防地震下,可以实现良好

的消能效果,但在罕遇地震作用下,减震性能有所下

降。 可见,两种方案在不同阶段的地震作用下存在互

补性,因此,考虑通过合理搭配二者的布置,实现理想

的减震效果[11 - 13]

。

综合 VFD 和 BRB 两种方案的布置,在周边位移

较大、刚度影响明显的区域设置 BRB,以充分发挥其

刚度高的特点,提升结构抗扭刚度;中间区域根据建

筑布局设置墙式黏滞阻尼器,如图 12 所示。

·56· 福 建 建 筑 2023 年

图 12 组合减震方案平面布置图

组合方案在设防地震和罕遇地震作用下的弹塑

性层间位移角,如图 13 所示;表 9 ~ 表 10 展示了设防

地震和罕遇地震两种工况下的基底剪力和附加阻尼

比的情况。

(a)设防地震 (b)罕遇地震

图 13 抗震方案和组合方案层间位移角

表 9 平均基底剪力最大值

类别

VFD 方案 抗震模型

X(kN) Y(kN) X(kN) Y(kN)

平均减

震率(% )

设防地震 18 521 17 917 20 439 19 453 8. 6

罕遇地震 33 824 32 448 40 761 38 795 17

表 10 等效阻尼比 %

类别

X Y

VFD BRB 结构弹塑性 VFD BRB 结构弹塑性

设防

地震

3. 22 0. 07 0. 06 3. 37 0. 07 0. 06

罕遇

地震

1. 97 0. 83 0. 11 2. 92 2. 30 0. 07

由表 9 ~ 表 10 及图 13 可知,组合减震方案满足

“导则”要求,实现了预期的性能目标。

设防地震下,组合减震方案的 BRB 部分提供的

附加阻尼比仅 0. 07% ,几乎不参与耗能,主要提供刚

度; 黏 滞 阻 尼 器 部 分 提 供 的 最 大 附 加 阻 尼 比 为

3. 37% ,占总等效阻尼比的 96% ;结构弹塑性耗能提

供的阻尼比约为 0. 06% ,主体结构损伤很小;基底剪

力有效降低,减震率达到8. 6% ;说明屈曲约束支撑在

设防地震作用下耗能过低的问题,通过增设黏滞阻尼

器得到了解决,关键结构构件得到了有效保护。

罕遇地震下,BRB 与 VFD 同时发挥消能作用,总

附加阻尼比达到 5. 3% ,对应基底剪力较抗震模型降

低了 17% ; 结 构 弹 塑 性 耗 能 提 供 的 阻 尼 比 约 为

0. 11% 。 由表 10 可知,组合减震方案中,VFD 部分在

罕遇地震作用下,提供的等效阻尼比同样有所下降,

但结构弹塑性耗能增长很少,构件基本处于轻微损伤

状态,不影响正常使用。 说明 BRB 在罕遇地震作用

下,提供的刚度和阻尼比,弥补了 VFD 减震性能下降

问题,确保了结构的抗震性能。

组合减震方案同样能够满足“导则” 要求,且两

种减震装置在不同阶段的地震作用下实现了优势互

补,使结构在全过程的地震作用下,都能充分发挥抗

震性能,达到预期的性能目标。

4. 3 减震方案对比分析

4. 3. 1 罕遇地震下结构损伤状态

结构构件性能水平如图 14 ~ 图 16 所示。

图 14 BRB 方案柱构件性能水平示意图

图 15 VFD 方案柱构件性能水平示意图

图 16 组合减震方案柱构件性能水平示意图

2023 年 11 期 总第 305 期 陈 科·高层建筑消能减震技术应用研究 ·57·

罕遇地震下,BRB 方案框架柱损伤较小,未出现

中度以上损坏,且轻度破坏仅占 10. 4% ,构件性能基

本完好,可以达到“导则”中的 I 类建筑标准。

组合减震方案,除局部屋面大跨度框架位置的型

钢柱(共计 4 根)出现中度破坏需要加强外,其余框架

柱损伤均为轻度以下。 其中轻度破坏占比 10% ,无

损坏构件占比达13. 1% 。 对相应构件进行加强后,该

方案同样可以满足 I 类建筑要求。

VFD 方案,底层框架柱出现较多中度损坏,轻度

破坏的比例达到 30. 3% 。 说明该方案在罕遇地震作

用下,已经不能保证结构的基本完好;同时,中度破坏

的区域集中在底层框架柱,维修困难且存在安全隐

患,不符合 I 类建筑标准。

4. 3. 2 层间位移角

图 17(a)、17(b),为 4 种方案在两种地震水准下

的位移响应对比。 由图可知,设防地震下 VFD 方案

位移响应最优,组合方案略优于 BRB 方案;罕遇地震

下组合方案最优,BRB 方案明显优于 VFD 方案。 由

第 4. 3. 1 节的损伤状态可知,罕遇地震下 3 种方案的

构件性能水平,与其结构弹塑性等效阻尼比数值基本

吻合,BRB 方案与组合减震方案性能相近,且大幅优

于 VFD 方案。 3 种方案均能满足“导则”中对弹塑性

层间位移角的要求。

(a)设防地震 (b)罕遇地震

图 17 四种方案层间位移角对比

5 结论

(1)BRB 方案,在设防地震工况下消能效果一

般,主要通过提升刚度降低位移角。 由于“导则” 对

设防地震位移角的限制,BRB 在设防地震下的屈服耗

能效果受到了较大削弱。 为满足设防地震位移角限

值要求,只能增加 BRB 数量和提升结构自身刚度,因

此,对建筑功能和立面效果影响较大。 罕遇地震下,

BRB 通过增加刚度和芯材屈服耗能两种途径,较大幅

度提升了减震性能,可以实现建筑的预期性能目标。

(2)VFD 方案,全过程均参与消能减震,设防地

震下的减震效果较好,但在罕遇地震下提供的等效阻

尼比有所降低,导致减震性能下降,构件损伤偏大。

从确保建筑效果考虑,墙式黏滞阻尼器布置灵活,对

建筑功能及外观效果影响最小,适用性较高。

(3)组合减震方案,兼具 BRB 的刚度和 VFD 的

全过程参与减震的特点,能够使二者形成优势互补,

有效降低结构位移响应,减少结构损伤。 设防地震下

的减震效果与 VFD 方案相近;罕遇地震下的性能与

BRB 方案接近。 从适用性考虑,组合减震方案可以通

过灵活调整两种消能器的应用比例和位置,减少斜撑

对建筑外观效果的影响,泛用性更强。

参 考 文 献

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[4] 中华人民共和国住房和城乡建设部. 钢结构设计标准:

GB 50017—2017[S]. 北京:中国建筑工业出版社, 2017.

[5] 中华人民共和国住房和城乡建设部. 混凝土结构设计规

范:GB 50011—2010 [ S ]. 北 京: 中 国 建 筑 工 业 出 版

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(2016 年版):GB 50011—2010[S]. 北京:中国建筑工业

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2023 年第 11 期

总第 305 期

福 建 建 筑

Fujian Architecture & Construction

No 11·2023

Vol·305

厦门某嘉庚风格大空间篮排球馆结构设计探析

洪 哲

(厦门合立道工程设计集团股份有限公司 福建厦门 361006)

摘 要:某嘉庚风格篮排球馆项目中建筑屋面造型采用嘉庚风格坡屋面与平屋面相结合,下部为单层大空间球馆,存

在较多设计难点。 结构设计时,结合建筑造型,通过转换托架的设计,使坡屋面与平屋面能合理布置,有效传力,并于

托架处有较好的结合,解决上部屋盖的设计难点。 下部结构设计为少墙框架结构体系,一方面加强了下部结构的整体

性和抗扭刚度,另一方面少量剪力墙与框架柱能有效形成两道防线,提高下部结构的安全冗余度,解决了下部结构的

设计难点。

关键词: 大跨度钢屋盖;转换托架;少墙框架结构

中图分类号:TU3 文献标识码:A 文章编号:1004 - 6135(2023)11 - 0058 - 06

Analysis on Structural Design of a Jiageng Style Large Space Stadium in Xiamen

HONG Zhe

(Xiamen Hordor Architecture & Engineering Design Group Co. LTD,Xiamen 361006)

Abstract:The roof design of a certain Jiageng style basketball and volleyball stadium project adopts a combination of Jiageng style sloping

roof and flat roof,and there are many difficulties in design of a single - story large space stadium below the roof. Structural design with combining of architectural style. By the design of conversion brackets,the sloping roof and flat roof can be arranged reasonably,and effectively

transmit force. Conversion bracket also enables a good connection between the sloping roof and the flat roof at the bracket position,to solve

the design difficulties of the roof. Substructure is designed as a frame structure with few shear wall,which enhances the integrity and torsional stiffness of the substructure. On the other hand,a few shear walls and frame columns can effectively compose two lines of defense,improving the safety redundancy of the lower structure and solving the design difficulties of substructure.

Keywords:Long - span steel roof; Conversion bracket; Frame structure with few shear wall

作者简介:洪哲 (1982. 7— ),男,高级工程师。

E-mail:84083363@ qq. com

收稿日期:2023 - 04 - 21

0 引言

嘉庚风格建筑是闽南地区独有的以中式风格为

主,融合西洋、南洋建筑风格而成的一种建筑形式。

其屋盖主要由屋脊、歇山、筒瓦等组成,造型优美独

特[1]

。 以往嘉庚风格建筑主要为砖混或混凝土结构,

采用钢 - 混凝土混合结构较为少见。 本文通过一个

工程案例,分析探索当嘉庚风格建筑遇到大跨度、大

空间结构时采用的设计思路,以及设计和计算方法,

以期为类似工程项目提供参考。

1 工程概况

某市民中心篮排球馆工程位于厦门市集美区,

建筑面积约 3000 m

2

,地下一层,地上为带局部夹层

的单层建筑,屋盖为嘉庚风格坡屋面和上人平屋面

相组合的形式。 其中平屋面结构高度约 15 m,坡屋

面檐口高度约 16. 7 m,屋脊高度约 26 m,结构高度

取至坡屋面的一半约为 21. 4 m。 本工程的鸟瞰图

如图 1 所示,立面图如图 2 所示。

图 1 项目鸟瞰

2023 年 11 期 总第 305 期 洪 哲·厦门某嘉庚风格大空间篮排球馆结构设计探析 ·59·

图 2 项目立面图

结构设计基准期为 50 年,安全等级二级,抗震设

防类别为标准设防类,抗震设防烈度 7 度,基本地震

加速度 0. 15 g;设计地震分组为第三组,场地类别Ⅱ

类,场地特征周期 Tg = 0. 45 s。 50 年一遇基本风压为

0. 8 kN/ m

2

,地面粗糙度类别为 B 类,阻尼比 4% ,计

算时考虑竖向地震作用影响。 嵌固端取为地下室

顶板。

2 结构难点

本工程最大的结构设计难点,是屋盖型式。 常规

的篮排球场为大跨度、大空间的结构,屋盖一般采用

大跨度轻钢屋盖以减轻结构自重。 本工程屋盖尺寸

约为 33 m × 50 m,其中北侧屋盖造型为闽南嘉庚风

格坡屋面,南侧则为上人的平屋面,二者在建筑 D 轴

连接为一体(图 3)。 该屋盖结构布置需要考虑坡屋

面的布置、大跨度重载上人平屋面的布置及平、坡屋

盖的衔接设计,为本工程最大的设计难点。

图 3 钢屋盖结构布置图

下部结构的设计是另一个难点。 本工程下部为带

局部夹层的单层结构,作为上部钢屋盖的支承构件,除

西北角区域 5. 0 m、9. 5 m 标高存在局部夹层外,其余

均设计为单层框架柱,柱高约为 11 m ~ 14 m。 混凝土

框架柱与钢屋架之间如何衔接、下部大空间结构如何

提高结构整体性、混合结构如何进行设计计算等,也是

本工程的结构设计难点。 建筑底层平面图如图 4

所示。

图 4 建筑底层平面图

3 结构设计

3. 1 结构体系

根据建筑造型的特点,本工程采用的是钢 - 砼

混合框架结构体系(图 5) 。 上部北侧坡屋盖采用双

向正交平面钢管桁架结构,四榀“三角形”主桁架沿

着南北向布置(图 6) ,“三角形” 桁架的底边桁架用

以平衡坡屋盖的水平推力,同时与南侧平屋盖桁架

相衔接(图 7) ;坡屋盖纵向沿着中部设置两榀支撑

桁架,用以保障主桁架的平面外稳定;沿着坡屋面的

檐口标高还设有一圈周圈桁架,以提高屋盖的整体

抗扭性能。 南侧平屋盖部分为上人屋面,设有钢筋

桁架组合楼承板,屋盖荷载较大。 平屋面结构考虑

荷载因素亦布置为双向正交平面钢管桁架体系,以

控制桁架总高度。

图 5 整体计算模型

·60· 福 建 建 筑 2023 年

图 6 “三角形”主桁架布置图

图 7 屋盖南北向桁架布置图

平屋面部分的主桁架结合下部排架柱的位置,采

用东西向布置,桁架跨度 33 m,矢高 3 m,桁架柱脚与

排架柱顶采用铰接连接(图 8)。 平屋面次桁架为南

北向布置,其平面位置与坡屋面“三角形” 桁架相贯

通,以保障重载屋面在水平地震作用下地震力能有效

传递至坡屋盖底边桁架,最终传给边榀排架柱。 平屋

面次桁架与坡屋面底边桁架之间由于存在高差,D 轴

交接位置设有斜向下弦撑杆,以保证水平力的传力平

顺。 为提高屋盖水平刚度,坡屋盖上下弦及平屋面下

弦设有水平支撑。

图 8 平屋盖主桁架布置图

D 轴位置为平、坡屋面的交接位置,同时承载两

部分屋盖传来的荷载,也是坡屋盖“三角形”主桁架

的托架,因此 D 轴桁架的设计十分关键。 由于坡屋

面檐口与平屋面之间存在高差,因此,该托架设计

时,利用该部分高差设置双层桁架,上下桁架总矢高

可达6 m,使该托架具有较高的刚度和强度,满足承

载两侧屋盖荷载的需求。 D 轴托架布置图如图 9

所示。

图 9 D 轴托架布置图

至此整个钢屋盖结构布置完成,虽然屋盖建筑造

型较为复杂,但设计时巧妙利用 D 轴托架作为衔接,

使得平、坡屋盖结构布置能结合建筑造型进行独立处

理,又于托架处结合成整体,结构传力途径清晰合理。

屋盖整体平面布置如图 10 所示。

图 10 钢屋盖平面布置图

注:粗虚线为主桁架,粗实线为次桁架

下部结构为混凝土框架结构。 除图 4 中局部区

域设有结构夹层外,其余均为单层结构,单层柱高约

为 11 m ~ 14 m。 为提高下部主体结构的整体性及

抗扭转能力,同时抵消部分坡屋盖水平推力的影响,

在建筑物的 4 个角柱位置增设与角柱连为一体的 L

型剪力墙,对结构的角部进行加强处理。 结构的整

体模型见图 5。 同时,由于柱高较高,沿着建筑外周

圈在不同标高还设有三道连系梁,以进一步增强框

架柱面外的稳定性,加强结构的整体抗扭性能。 此

外,D 轴及其南侧 C、B 轴重载平屋面部分的框架

柱,由于支承有主要传力的 X 向主桁架,因此考虑

在其框架柱内设置型钢,进一步提高重要竖向构件

的承载能力。

2023 年 11 期 总第 305 期 洪 哲·厦门某嘉庚风格大空间篮排球馆结构设计探析 ·61·

3. 2 基础设计

根据地勘报告[2]

,本工程地下室底板标高以

下不存在软弱土层,由上至下主要为粗砂层、残积

砂质粘性土层、全风化花岗岩及砂砾状强风化花

岗岩层。 由于主体结构内部主要为开敞的场馆空

间,因此,基础设计除了考虑竖向承压外,还需考

虑抗浮设计。 根据地质情况和兼顾主体结构抗压

及抗浮的需求,最终本工程基础型式考虑采用预

应力高强混凝土管桩基础,桩端持力层为砂砾状

强风化花岗岩。

3. 3 结构计算

结构计算时,按整体模型(钢 + 砼) 和钢屋盖独

立模型分别计算,取包络值。 其中整体计算模型采

用 YJK 软件建模,钢屋盖与下部混凝土结构组装成

整体(图 5) ,钢桁架柱脚与混凝土柱顶采用铰接连

接,下部结构中的局部夹层采用层间梁进行考虑。

整体模型计算时,考虑的计算工况为:恒活荷载、水

平地震作用、竖向地震作用、风荷载、温度荷载、施工

阶段荷载等,整体计算的主要计算结果如表 1 所示。

从计算结果来看,整体模型计算指标均满足规范要

求,且具有一定富余。

表 1 整体模型主要计算结果

计算结果

YJK 整体模型

同时考虑偶然偏心与双向地震作用

振型数 18

有效质量系数 99. 8%

底层地震剪力

Qox = 3992 kN Qox / Ge = 9. 9%

Qoy = 4000 kN Qoy / Ge = 9. 9%

结构自振周期

T1 = 0. 496(Y 向) T2 = 0. 464(X 向)

T3 = 0. 372(扭转) T3 / T1 = 0. 75

层间位移角

1 / 1614(X 向地震)

1 / 1450(Y 向地震)

屋盖最大挠度 53mm 1 / 626(C 轴跨中)

桁架最大应力比 0. 83 (D 轴托架支座腹杆)

钢屋盖独立模型采用 3D3S 及 MIDAS 两种软件

进行计算包络(图 11 ~ 图 12) ,两个程序计算时均

考虑两种支座形式,即分别按全固定铰支座和输入

下部混凝土柱的水平支承刚度的弹簧支座两种方式

进行包络计算,以充分考虑不同支座约束情况下对

钢屋盖的影响。 其中,支座考虑柱水平支承刚度的

取值依据为 YJK 整体模型中柱刚度的计算结果。

独立模型计算时,考虑的计算工况与整体模型完全

相同,最终钢屋盖的杆件,按整体模型与独立模型计

算结果包络设计。

图 11 钢屋盖独立模型(3D3S)

图 12 钢屋盖独立模型(MIDAS)

下部混凝土结构体系为带少量剪力墙的框架结

构,剪力墙底部承受倾覆力矩控制约为 20% ,按少墙

框架结构设计。 设计时,分别按带入剪力墙和不带入

剪力墙两种计算模型分别计算,最终配筋取二者包络

值,以保证整体结构于剪力墙开裂后仍然具有较好的

抗震能力。 由于剪力墙和外周圈层间拉梁的存在,一

方面解决了单层长柱的面外稳定问题,另一方面结构

整体性和抗扭性能也得到极大加强。 从周期比计算

结果来看,整体结构周期比仅为 0. 75,也从侧面印证

了这一点。 下部混凝土部分抗震等级均为二级,混凝

土强度均为 C35。

3. 4 大震验算

由于本工程结构中存在大跨度斜屋盖、大跨度重

载平屋盖、层高较高的单层柱、局部结构夹层等,结构

体系较为复杂。 特别是作为支承上部钢结构的混凝

土竖向构件在大震作用下的性能如何,需要进行重点

关注。 为此,本工程采用动力弹塑性软件 SAUSAGE

对整体结构大震下的性能进行复核验算,以保证结构

在罕遇地震作用下的安全。

·62· 福 建 建 筑 2023 年

图 13 钢屋盖大震弹塑性计算结果(SAUSAGE)

图 14 剪力墙大震弹塑性计算结果(SAUSAGE)

图 15 框架柱大震弹塑性计算结果(SAUSAGE)

从大震弹塑性验算结果看,最大层间位移角为

1 / 116,小于规范大震下整体结构变形验算的限值,满

足“大震不倒”的设防要求。

从构件大震下损伤验算结果(图 13 ~ 图 15)看,

首先,钢屋盖所有主要构件在大震下均无损坏,其次,

下部结构由于为少墙框架结构,少量剪力墙作为第一

道防线在大震作用下承担了较大地震力,因而出现了

较大损伤,但也起到了保护第二道防线的作用。 从框

架柱损伤结果看,大多数框架柱为无损坏或轻微损

坏,可见二道防线的作用得到了充分发挥。 整体结构

在大震作用下的性能表现符合设计预期,且具有一定

冗余。

3. 5 D 轴托架设计

本工程 D 轴位置的转换托架,同时承载平、坡屋

盖传来的荷载,也是坡屋盖“三角形”主桁架的托架,

作用十分关键。 因此,有必要对转换托架提出具体性

能目标,提高其承载力冗余度。 表 2 为针对关键构件

的具体性能化目标,要求其达到中震弹性、大震不屈

服的性能要求。

表 2 关键构件具体性能控制目标

地震水准 小震 中震 大震

关键构件 D 轴转换托架 弹性

抗剪、抗弯

弹性

抗剪、抗弯

不屈服

具体验算结果如表 3 所示。 从表中可见,由于转

换托架受荷以竖向荷载为主,大震不屈服工况杆件应

力相对中震弹性工况没有显著增大,甚至更小,关键

构件在中、大震下,均具有一定的承载力冗余度,结构

设计安全可靠。

表 3 性能设计计算结果

杆件部位

应力比 应力比

中震弹性 大震不屈服

桁架上弦杆 0. 63 0. 58

桁架中弦杆 0. 58 0. 65

桁架下弦杆 0. 76 0. 72

桁架斜腹杆 0. 91 0. 89

3. 6 抗连续倒塌验算

本工程 D 轴位置的转换托架遭遇极端情况,托架

支承柱若出现严重破坏时,需保证屋盖结构不至于整

体垮塌,因此有必要进行抗连续倒塌验算。 借鉴《高

层建筑混凝土结构技术规程》 ( JGJ3—2010)

[3] 第 3.

12. 3 条规定,运用拆除构件法拆除 D 轴托架的支承

柱,以拆除杆件后的模型,进行抗倒塌性能验算分析,

计算时荷载组合按 1. 0 恒载 + 0. 5 活载,材料强度取

标准值。 拆除构件后的整体结构变形如图 16 所示。

2023 年 11 期 总第 305 期 洪 哲·厦门某嘉庚风格大空间篮排球馆结构设计探析 ·63·

结果显示,一方面由于托架本身为双层桁架,刚

度较大,即便拆除其支承柱,也能发挥出它竖向刚度

好的特点,在去柱的部位形成悬挑结构。 同时,坡屋

盖的“三角形” 桁架及平屋盖的次桁架,也能与其形

成纵横交叉的“井” 字桁架,共同支承起整个屋盖结

构,使其不至于整体垮塌。 残余结构的构件应力比均

小于 1. 0。

图 16 D 轴托架支承柱拆除模型变形情况

3. 7 关键节点有限元分析

D 轴转换托架主要为圆钢管桁架相贯型式,在托

架与坡、平屋盖桁架交接位置,不仅承担着两侧屋盖

的竖向荷载,还需传递两侧桁架传来的水平力。 且该

部位连接杆件较多,受力较为复杂。 为方便杆件连

接,该部位节点设计时,于钢管外增设钢套管,一方面

方便多杆件相连,另一方面也对节点部位进行加强,

如图 17 所示。

图 17 D 轴托架节点大样图

同时,为了确保该节点设计安全可靠,避免局部

部位出现应力集中,设计时,采用 MIDAS 软件对该节

点进行有限元分析,分析结果如图 18 所示。

图 18 节点有限元分析结果

从计算结果可见,应力最大部位出现在转换托架

斜腹杆与节点钢套管的连接部位,套管本身由于有设

计加强,整体应力水平较低,该节点计算最大应力值

仅为 149 N/ mm

2

,小于钢材强度设计值 295 N/ mm

2

,

该关键节点具有足够的设计冗余度。

4 结语

本工程为带嘉庚风格坡屋盖的大空间篮排球馆,

造型较为独特,结构设计存在一些难题。 为解决本工

程的两个结构难点问题,设计时,上部屋盖采用钢结

构体系,利用 D 轴转换托架作为坡屋盖与平屋盖的衔

接,使平、坡屋盖的结构布置相对独立,又于托架处有

一个较好的结合。 下部结构采用混凝土少墙框架结

构体系,一方面,使结构整体性及抗扭转能力得到加

强,另一方面,少量剪力墙与框架柱能有效形成两道

防线,提高了下部结构的安全冗余度。

参 考 文 献

[1] 潘建. 厦门当代建筑中的类嘉庚风格[ J]. 江西建材,

2015(18):17 - 18.

[2] 厦门地质工程勘测院. 某市民中心三期 - 体育中心岩土

工程勘察报告[R]. 厦门,2016.

[3] 中华人民共和国住房和城乡建设部. 高层建筑混凝土结

构技术规程:JGJ3 - 2010[ S]. 北京:中国建筑工业出版

社,2010.

2023 年第 11 期

总第 305 期

福 建 建 筑

Fujian Architecture & Construction

No 11·2023

Vol·305

厦门某临海超高层项目四层地下室逆作设计与施工

何 波

(厦门上城建筑设计有限公司 福建厦门 361000)

摘 要:厦门某临海超高层多塔项目,地下室设四层地下室,底板埋深约 21 m,地质条件和周边环境复杂。 经过分析,

通过两个 75 m 直径对称大开口的设置,将地下室划分为逆作区和顺作区,采用地下连续墙 + 楼板撑逆作和顺作相结

合的设计方案,有效解决了场地基坑深度范围分布填石、淤泥、砂层等软弱土层、建设场地紧张、周边环境复杂、工期短

等问题,减小了基坑施工难度,节约了工程造价和工期。 文章对该项目的地下室逆作设计过程进行分析总结,供工程

技术人员参考。

关键词: 深基坑;逆作地下室;地下连续墙;楼板撑

中图分类号:TU4 文献标识码:A 文章编号:1004 - 6135(2023)11 - 0064 - 08

Reverse design and construction of a four - story basement of a sea - front

super high - rise project in Xiamen

HE Bo

(Xiamen U - Town Architecture Design Institute Co. ,Ltd,Xiamen 361000)

Abstract:The basement of a super high - rise multi - tower project near the sea in Xiamen has four layers of basement,the bottom floor is

buried about 21m,and the geological conditions and surrounding environment are complex. After comparative analysis,the basement is divided into reverse working area and forward working area by setting two large symmetrical openings with a diameter of 75m. The combined

design scheme of underground continuous wall + floor support for reverse working area and forward working area is adopted,which effectively solves the problems such as the distribution of soft soil layers such as rock filling,silt and sand layer in the depth range of the foundation pit,the construction site is tight,the surrounding environment is complex,and the construction period is short. It reduces the difficulty of

foundation pit construction and saves the project cost and time limit. This paper summarizes the basement reverse design process of the project for engineering and technical personnel reference.

Keywords:Deep foundation pit; Reverse working basement; Diaphragm wall; Floor brace

作者简介:何波(1980. 7— ),男,高级工程师。

E-mail:25103737@ qq. com

收稿日期:2023 - 05 - 01

0 引言

目前常规的地下室施工方式为敞开式开挖的顺作

基坑施工方法,在场地条件和环境保护要求较为宽松

的情况下一般被广泛采用。 但是随着城市用地的不断

紧缩,施工场地的局促、开挖深度增加、地质情况复杂

等的情况出现,常规的敞开式开挖顺作方法体现出其

不足,逆作法应用逐渐增多。 逆作设计中,逆作方案以

及基坑开挖出土方式的选择对工期和造价影响较大,

需要综合考虑项目工程计划、上部结构体系选型、土方

开挖出土难度等因素,选择合适的逆作方案,不可盲目

硬推全逆作或地下室全范围逆作。

本项目地质条件复杂,基坑深度大、施工场地局

促,地下室的设计,通过两个大开口以及施工栈桥的

设置,将地下室划分为逆作区和顺作区,采用地连墙

+ 楼板撑的半逆作方案,有效解决了复杂地质深基坑

的安全、施工场地局促、场地周边复杂环境保护、逆作

出土难度大等问题。 此外,地下室楼盖在基坑围压力

的作用下属于压弯受力状态,围压力对楼盖裂缝的有

利作用、楼盖承载力的优化计算、楼板撑的变形协调

对楼盖应力重分布的影响值得进一步探讨。 对本文

对该项目地下室逆作方案选型以及半逆作设计、施工

中的要点问题进行梳理总结,供工程技术人员参考。

1 工程概况

项目“顶峰·嘉丽广场 A1 - 1 地块”位于厦门市

思明区鹭江道与厦禾路交叉口,地理位置优越,位属

厦门岛内商业核心区,西侧与鼓浪屿隔湾相望。 地上

建筑面积 14. 6 万 m

2

,地下建筑面积 6. 7 万 m

2

。 地上

由一栋 182 m 超高层办公楼、一栋 143 m 超高层酒店

以及 37. 9 m 商业裙房组成,两栋主塔楼与商业裙房

未设缝,形成大底盘多塔建筑。 地下设 4 层地下室,

负一层为商业、负二层 ~ 负四层为停车库,负一层 ~

2023 年 11 期 总第 305 期 何 波·厦门某临海超高层项目四层地下室逆作设计与施工 ·65·

负四各层层高分别为 5. 4 m、5. 5 m、3. 8 m、3. 8 m,底

板底埋深为 - 21. 0 m,基坑平面尺寸 164 m × 105 m。

项目效果图如图 1 所示。

图 1 项目效果图

结构设计使用年限为 50 年,建筑结构安全等级

为二级,建筑抗震设防分类:裙房屋面以下为乙类,裙

房屋面以上为丙类。 抗震设防烈度为 7 度(0. 15 g),

设计地震分组为第二组,场地土类别为Ⅱ类,50 年一

遇基本风压 0. 80 kN/ m

2

,地面粗糙度为 A 类。 地基

基础设计等级为甲级,基坑设计安全等级为一级。

办公楼采用钢管混凝土柱 - 型钢混凝土梁 -

钢筋混凝土核心筒混合结构,酒店采用钢筋混凝

土框架 - 核心筒结构,商业裙房采用钢筋混凝土

框架结构。

2 地质概况

场地自上而下各岩土体的分布如表 1 所示,代表

性地质剖面如图 2 所示。 项目主要地质特点如下。

(1)场地原始地貌单元属滨海潮间带,距离现海

岸堤沿线约 50 m,基坑深度范围内存在填石、填砂、

淤泥、粗砂等不利土层。 填石层和砂层为 20 世纪 80

年代建设经济特区初期回填。

(2)基坑开挖后,土层① ~ ④均已清除,底板揭

露土层为⑤ ~ ⑦层。

(3)场地 ± 0. 000 = 5. 400(黄海高层),地下水与海

水有中等偏弱水力联系,稳定水位黄标1. 25 m ~1. 63 m。

表 1 地质岩土参数表

岩土层名称及代号

天然重度

(kN/ m

3

)

压缩模量

(MPa)

地基承载力 f

ak

(kPa)

黏聚力

(kPa)

内摩擦角

(°)

渗透系数 Kh

(cm/ s)

杂填土① - 1 18. 2 4 100 15 15 1 × 10

- 3

填石① - 2 20. 5 15 180 0 30 2. 4 × 10

- 2

填砂① - 3 18. 5 7 130 0 25 2. 2 × 10

- 2

淤泥及淤泥质土② 16. 4 2. 0 50 9 5 2 × 10

- 6

粉质粘土③ - 1 19. 6 5. 7 180 22 16 5 × 10

- 6

粗砂③ - 2 19. 0 11 220 5 23 2 × 10

- 2

残积砂质粘性土④ 18. 3 18 270 18 23 1 × 10

- 4

全风化花岗岩⑤ 19. 5 27 350 25 28 1. 5 × 10

- 4

散体状强风化花岗岩⑥ - 1 21. 0 40 500 32 30 2. 5 × 10

- 4

碎块状强风化花岗岩⑥ - 1 23. 0 70 800 40 35 2 × 10

- 3

中风化花岗岩⑦ 25. 5 2500 180 42 5 × 10

- 5

微风化花岗岩⑧ 26. 0 4000 200 45 5 × 10

- 5

图 2 代表性地质剖面

3 基坑方案选型

根据项目和地质特点,基坑方案选型需要重点考

虑问题如下:

(1)场地周边环境复杂,四周均为繁华市政道

路,道路下埋设大量市政管网,北侧为寺庙帆礁宫,用

地西侧临海最近 40 m。 基坑开挖,需要重点考虑对

周边环境的影响。

(2)基坑深度范围内存在填石、填砂、淤泥、粗砂

等不利土层,对基坑支护的安全性和抗渗性有较高的

要求。

·66· 福 建 建 筑 2023 年

(3)用地红线紧贴道路绿化带,红线内退 4. 0 m

即为地下室外墙,用地紧张,需要考虑施工场地问题。

(4)项目工期紧张,土方量大,办公楼的工期和

土方的开挖,是工期中的关键线路。

综合以上因素,经研究对比后,本工程地下室采

用地下室连续墙 + 楼板撑的逆作方案。 逆作方案布

置示意图如图 3 所示,基坑现场实景图如图 4 所示。

图 3 逆作方案布置示意图

图 4 基坑现场实景图

采用逆作后项目的整体施工顺序模拟为:①地面

地连墙和逆作区支承立柱灌注桩的施工;②逐层土方

开挖,逆作区楼板施工;③开挖至底板后,坑底施工顺

作区桩基、逆作区抗拔桩、底板;④底板施工完成后,

集中工效向上顺作办公和酒店主塔楼,可有效缩短塔

楼主控工期;⑤主塔楼施工至裙房屋面以上后,地下

室顺作区和主塔楼同步施工。

4 逆作地下室的设计

逆作地下室是逐层开挖向下施工,其地连墙内外

侧水土压力,以及楼层支承立柱的竖向荷载,都是随

开挖深度的动态加载过程。 根据文献[1] 介绍的计

算方法, 本工程逆作地下室计算示意简图如图 5

所示。

图 5 中,随着开挖深度 H 的增加,被动区土深度

D 逐渐减小,地连墙外侧水土压力逐渐增加,被动区

土压力 σh逐渐减小;逐层施工地库楼板,楼层位置支

撑点支反力 F0 ~ F4逐渐加载。 设计中需要进行基坑

开挖工况(各楼层施工时的开挖深度)、各层楼板施

工荷载(顶板土方机械的范围、荷载)的施工模拟,设

计文件提出限制要求,对各施工工况和永久工况进行

包络设计,后续施工方案若与设计施工模拟不符,需

要进行动态修改设计。

图 5 逆作地下室计算示意图

各施工工况基坑开挖标高可结合出土要求和楼

板的支模方式综合确定。 本工程的开挖施工工况如

表 2 所示。

表 2 基坑开挖工况步骤

开挖工况 标高 支模方式 工况描述

工况一 - 4. 100 脚手架

从地坪开挖至顶板梁下 1. 8m,

施工顶板

工况二 - 9. 5 脚手架

开挖至 - 1F 梁下 1. 8m,

施工 - 1F 梁板

工况三 - 13. 2 矮脚撑 开挖至 - 2F 梁底,施工 - 2F 梁板

工况四 - 17. 0 矮脚撑 开挖至 - 3F 梁底,施工 - 3F 梁板

工况五 - 21. 0 底板垫层 开挖至底板底,施工底板

4. 1 逆作维护结构 - 地连墙

本工程逆作维护结构采用“两墙合一”的地下连

续墙,其刚度大、整体性好,变形小、抗渗效果好的优

点,很好地解决了场地中填石、淤泥、砂层等不利土层

的问题以及对周边环境的影响。

地连墙计算方法采用竖向弹性地基梁法,各楼层

支撑点位置 KB0 ~ KB4采用弹性支座模拟,坑内被动

区 Kh 采用水平弹簧支座模拟,弹簧刚度根据坑内地

2023 年 11 期 总第 305 期 何 波·厦门某临海超高层项目四层地下室逆作设计与施工 ·67·

基土层情况,由现场试验或参照类似工程经验确定。

经计算,本工程地连墙厚度 800 mm ~ 1000 mm,

墙底深度约 26 m ~ 30 m,持力层为碎块状强风化或

中风化花岗岩层,采取墙底后注浆工艺。 根据计算结

果,地连墙的弯矩和水平位移随开挖深度的增加而增

大,在工况 3 开挖至 - 2F 楼面达最大值,各剖面弯矩

最大值范围 1300 ~ 2445 kN·m,水平位移最大值范

围为 δmax = 27. 3 ~ 43 mm,δmax

/ H = 0. 13% ~ 0. 21% ,

远小于规范[2]中地连墙水平位移 0. 4% ~ 0. 5% 的监

测报警值。

4. 2 逆作水平支撑结构 - 楼板撑

利用地下室楼板作为基坑支护的水平支撑构件

具有如下优点:

(1)地下室楼层板平面内刚度较大,可有效控制

基坑开挖阶段维护结构的变形,保护周边环境。

(2)可节省临时支撑的设置和拆除费用,节省造

价、加快工期。

本工程两栋主塔楼均为混凝土核心筒结构,若地

下室全范围逆作,其不利因素为:①核心筒剪力墙逆

作的竖向支承构件受力要求较高,要进行“一柱多

桩”的托墙转换,加大施工难度;②顶板逆作封闭后,

基坑出土难度加大,效率低,影响工期;③出土机械、

土方车不可避免要在顶板作业,顶板载荷要求大,支

承立柱稳定性、承载力要求高。

基于上述因素,通过两个对称 75 m 直径内撑环

梁的设置,将地下室划分为顺作和逆作区域,具有如

下优点:①逆作区顶板施工完成后,即可作为施工场

地;②场地左右两侧设置钢结构施工栈桥,土方车可

直接运行至 - 3F 标高,解决了逆作地下室出土难度

大、效率低和顶板出土载荷大的问题;③土方开挖至

底板后,两栋主塔楼集中工效前置顺作,其余地下室

范围和裙房后置顺作,加快工期,解决主塔楼关键工

期问题。

考虑到主楼及裙楼的沉降差异,以及混凝土的温

度应力和收缩因素,楼盖通常需要设置沉降或温度后

浇带。 同时,要保证楼盖结构水平力的可靠传递,可

在后浇带位置梁板内设置小截面型钢。 在楼盖局部

高差时,应采取加腋处理。 本工程主楼和裙房均为桩

基础,桩端持力层均为中风化花岗岩,差异沉降很小。

此外,楼盖设置了大开口顺作区,楼盖超长情况有所

改善,设计进行温度应力分析加强配筋,楼盖混凝土

采用跳仓法施工,加强现场的浇筑和养护质量控制,

本工程未设置后浇带。

逆作施工阶段作用在楼板上的荷载主要分为两

类:①竖向荷载:结构楼板自重、施工荷载;其中板面

装修和顶板覆土常于地库主体结构完成后进行,逆作

施工阶段可不考虑,板面施工荷载可按规范[3]取 2. 0 ~

5. 0 kN/ m

2

;对于地下室顶板施工荷载应根据出土方

式的施工模拟( 包括出土机械的布置、土方运输路

线)进行取值,设计文件提出限制要求,施工招标后

对施工组织方案进行复核。 ②水平荷载:在楼层支

座位置计算得到的地连墙围压力,计算时,将该围压

力作用于楼层外围。 地下室各楼层构件信息如表 3

所示。

表 3 地下室楼层设计信息

楼层 板厚 梁系布置 内撑环梁截面 框架梁/ 次梁截面 施工荷载 kN/ m

2 围压力 kN/ m

顶板 200 十字交叉次梁 1200 × 900 500 × 900 / 300 × 800 5. 0 / 15. 0 370

- 1F 180 单向单次梁 2400 × 900 400 × 800 / 300 × 700 2. 0 650

- 2F 150 单向单次梁 2500 × 800 400 × 800 / 300 × 700 2. 0 710

- 3F 150 / 200 单向单次梁 1900 × 800 400 × 800 / 300 × 700 2. 0 350

底板 800 无梁板加柱帽 2. 0

表中:①顶板设置了大开口顺作区域,开口周圈

设置内撑环梁加强楼板整体性和平面内刚度。 由于

开口的设置,楼盖采用梁板体系加强楼板面外刚度;

②内撑环梁设计为同地库梁高的宽扁梁,避免后期拆

除和影响地库净高;③本工程出土方式为施工栈桥出

土,顶板 15. 0 kN/ m

2 为顶板局部范围钢筋加工场地

荷载。

本工程楼板撑计算程序采用 YJK 软件有限元分

析,楼板定义为弹性板 6,考虑其面内面外刚度,代表

层梁板内力计算结果如图 6 ~ 图 8 所示。 以围压力较

大的 - 2F 楼板进行统计,梁板受力具有如下特点:

(1)内撑环梁轴力较大,框架梁、次梁轴力较小。

环梁轴力设计值在与 X、Y 向成 45°夹角方向位置较

大约 12 000 kN ~ 19 000kN,轴压比 0. 61(环梁混凝土

强度 C35),其余位置 4000 kN ~ 6000 kN;框架梁和次

梁轴压力设计值 1000 kN ~ 2500 kN,轴压比约 0. 50。

·68· 福 建 建 筑 2023 年

(2)楼板局部小范围受拉,绝大部分均受压,拉

压应力均小于混凝土 C30 的拉压强度;Y 方向:两洞

口间的对撑位置应力最大为 - 7 MPa ~ - 8 MPa,其余

位置应力在 - 3 MPa ~ - 6 MPa;X 向:左右两侧洞口

内沿局部受拉,应力约 2. 0 MPa,其余位置均受压,应

力范围 - 3 MPa ~ - 6 MPa。 楼层梁与地连墙交接位

置应力集中,约为 - 9 MPa ~ - 13 MPa。

(3)楼盖由于地连墙围压力的作用,形成压弯构

件,梁板配筋均为永久工况竖向荷载控制。

通过以上计算结果可知,楼层梁板基本均为受

压状态,局部小范围受拉。 内撑环梁各部位轴力差

异较大,与后续实际监测结果具有一定差异性,需进

一步分析。

图 6 - 2F 内撑环梁轴力图(基本组合)(单位:kN)

图 7 - 2F 楼板 Y 向应力图(单位:N/ mm

2

)

图 8 - 2F 楼板 X 向应力图(单位:N/ mm

2

)

4. 3 逆作竖向支承结构 - 立柱

逆作支承立柱一般采用角钢拼接格构柱或钢管

混凝土柱,后期外包混凝土形成主体结构劲性柱。 立

柱的布置应结合上部主体结构形式、上部顺作楼层

数、地库柱跨的分布合理布置,尽量采用“一柱一桩”

的方式设置于主体结构柱位。 对于“一柱多桩”多用

于地库荷载较大区域、上部剪力墙的逆作以及上部荷

载较大柱位逆作,设计需要设置多根临时钢立柱,形

成支承立柱托墙、托柱转换,加大了竖向支承体系的

设计施工难度,以及工程量和资源消耗。 因此,应尽

量避免大面积使用。 设计中全面提高支承立柱的承

载能力,盲目增加逆作基坑同时施工的上部楼层数,

以图加快进度是不可取的。

立柱计算需要根据各开挖工况计算长度的不同,

进行承载力以及稳定性的计算。 本工程的支承立柱

均采用“一柱一桩”的布置方式:①办公楼角部 3 根利

用主楼钢管混凝土柱作为支承立柱,直径 1200;②酒

店角部 8 根利用主楼外框架型钢柱中的型钢作为支

承立柱;③其余范围均采用 500 × 500 拼接角钢格构

柱, - 1F 商业局部较大跨的跨中设置拼接角钢格构

柱,格构柱的应力比控制小于 0. 75;立柱桩采用旋挖

灌注桩,持力层为中风化花岗岩层,办公楼、酒店、裙

房柱 位 桩 径 1600 mm ~ 2200 mm, 地 库 柱 位 桩 径

1000 mm。

5 主要节点构造和施工控制要点

逆作地下室设计中的几个关键问题为:接槽位置

地连墙的防水构造。 逆作构件与顺作构件接缝位置

的处理,施工中地连墙、支承立柱垂直度的控制。

5. 1 地连墙接槽位置防水构造

地连墙渗漏的薄弱部位为接槽位置。 本工程设

计采取了外侧高压旋喷桩、接槽止水工字钢、内侧设

置壁柱的多重抗渗措施,取得了较好的效果。 具体做

法如图 9 所示。

图 9 地连墙接槽及防水构造

2023 年 11 期 总第 305 期 何 波·厦门某临海超高层项目四层地下室逆作设计与施工 ·69·

5. 2 楼层与地连墙的连接

顶板与地连墙连接,施工中将地连墙超灌部分浮

浆、松散混凝土凿除,顶板梁板钢筋在地连墙内锚固

浇筑混凝土。 节点构造如图 10 所示。

图 10 顶板与地连墙的连接构造

中间楼层与地连墙连接时,在楼层外圈设置腰梁

与地连墙连接,楼层标高位置在地连墙预埋聚苯泡沫

板,后期凿除作为抗剪键槽,以及预埋抗剪插筋与楼

层腰梁连接,楼层梁锚入腰梁,腰梁与壁柱连接形成

边跨框架。 施工阶段腰梁与地连墙连接位置承载力

计算,可参照规范[4]叠合梁竖向接缝的受剪承载力计

算公式计算。 节点构造如图 11 所示。

图 11 中间楼层与地连墙的连接构造

地下室底板承担较大的水浮力,需要解决底板

与地连墙连接节点的抗剪、抗弯和抗渗问题。 抗剪

问题,可采取类似中间楼层与地连墙的连接,设置抗

剪键槽和预埋插筋处理;抗弯问题,可采取在地连墙

内预埋插筋和套筒与底板纵筋机械连接的措施。 抗

渗问题,可采取在地连墙内预埋槽钢,底板开挖完成

后止水钢板与槽钢腹板焊接的措施。 节点构造如图

12 所示。

图 12 底板与地连墙的连接构造

5. 3 逆作施工中的控制要点

对存在软弱土层的地质以及道路侧地连墙,应根

据地层情况合理控制泥浆密度,保证泥浆护壁效果。

必要时,对槽壁采取水泥搅拌桩加固措施,保证地连

墙平整度,避免槽壁塌孔,确保墙身混凝土质量。 本

工程地连墙两侧均采用水泥搅拌桩槽壁加固措施,开

挖后地连墙平整度及观感质量良好。

规范[5]

4. 2. 4 要求地连墙垂直度允许偏差不应

大于 1 / 300,文献[1]也提出,“一般作为“两墙合一”

的地下连续墙垂直度,需达到 1 / 300,而超深地下连续

墙的对成槽的垂直度,要求达到 1 / 600”,地连墙成槽

垂直度不佳易造成钢筋笼入槽困难、塌孔、地连墙平

整度差、渗漏等问题,所以成槽过程中,应随时注意槽

壁垂直度情况,每一抓到底后,用超声波测井仪检测

成槽情况,发现倾斜度超过限值,立即纠偏。 施工中

后期槽段成槽后,应采用槽壁清刷钻头清理干净止水

工字钢腹板和翼缘内侧的泥皮,钢筋笼入槽过程中也

应控制钢筋笼的垂直度以及平面内的偏位,使得钢筋

笼两侧与先期槽段的止水工字钢翼缘有效搭接,保证

接槽位置浇筑混凝土的密实性。

立柱桩的直径 D 宜大于圆立柱直径加 400 mm,

或方立柱对角线长度加 300 mm。 立柱桩和立柱的施

工应严格控制其垂直度,垂直度控制在 1 / 300 ~ 1 / 600

内。 立柱偏位或倾斜过大时,会造成外包混凝土柱截

面加大影响而建筑功能,以及立柱初始偏心距加大,

造成立柱失稳。 支承立柱的调垂可参考文献[1] 介

绍的气囊法、机械调垂法及导向套筒法 3 种调垂方

法。 土方开挖过程中,应随时监测立柱的倾斜与偏位

情况,倾斜超过限值时,现场应采取临时支撑措施。

6 经济性分析与现场监测数据简况

根据上述分析,进行地连墙 + 楼板撑的逆作方案

与常规顺作方案(荤素咬合桩 + 临时内支撑)的经济

性对比分析,对比结果详见表 4,采用方案一较方案

二造价节约 2000 万元。

目前基坑已开挖至底板标高,最近一次监测数据

如表 5 所示。

·70· 福 建 建 筑 2023 年

表 4 造价对比分析

方案 对比项 对比分项 工程量(m

3

) 单价(元/ m

3

) 造价(万元)

对比分项汇总

(万元)

总造价

(万元)

方案一:

地连墙 +

楼板撑

维护结构

土方

支承结构

支撑结构

地连墙 11205 3000 3362

导墙 670 1100 74

内衬砖墙 980 500 49

槽壁加固 15 820 300 475

土方外运 347 886 120 4175

2 座钢构栈桥 600 7000 420

格构柱 1280 8000 1024

地面灌注桩空孔 2512 800 201

永久洞口改造 530 1500 80

地库楼板增量 1500 1000 150

3959

4595

1225

230

10008

方案二:

荤素咬合桩 +

内支撑

维护结构

土方

支承结构

支撑结构

支护荤桩 9553 2200 2102

支护素桩 6620 1200 794

地库外墙 3416 1300 444

外墙防水 9887 35 35

土方外运 364 014 120 4368

支护外侧土方回填 16 128 120 194

格构柱 640 8000 512

临时立柱桩空孔 1256 800 100

内支撑构件 9310 2500 2328

内撑拆除 7109 1500 1066

3375

4562

612

3394

11943

注:立柱桩造价两方案均可作为抗拔桩使用,表中统计未计入。

表 5 现场监测数据简况

监测项

地连墙水平位移

(mm)

坑外地表沉降

(mm)

周边建筑物沉降/

水平位移(mm)

周边管线沉降

(mm)

坑外水位

(m)

内撑环梁轴力

标准值(kN)

监测值 13. 2 ~ 33. 8 13. 6 ~ 42. 8 3. 7 / 0. 0 18. 6 0. 46 ~ - 5. 82 13 833 ~ 16 176

预警值 45 55 10 40 - 8. 0 17 190

经统计分析,监测数据具有如下特点:

(1)地连墙水平位移:共 18 个水平位移监测点,5

个监测点向坑内水平位移 33 mm ~ 33. 8 mm,6 个监

测点向坑内水平位移 20. 8 mm ~ 28. 6 mm,其余监测

点均小于 19. 6 mm。 位移最大位置基本分布于地连

墙深度 15 m 左右,基本与计算位置相符。 水平位移

远小于计算值 27 mm ~ 43 mm。

(2)地表及周边建筑物和管线变形:场地四周道

路共 28 个地表沉降监测点,其中土方车出行路线的

Sd15 ~ Sd28 监测点沉降 21. 2 mm ~ 42. 8 mm,其余道

路沉降在 20 mm 以下。 周边建筑和管线的沉降均

较小。

(3)坑外水位:基坑周边 17 个监测点,仅一个监测

点下降达 - 5. 82,其余监测点水位变化在 0. 39(上升)

~ -2. 44(下降),水位在基坑土方开挖期间变化不大。

开挖至底板后,进行孔桩施工期间,变化幅度加大。

(4)内撑环梁轴力:楼层框架梁轴力在 2000 kN 左

右,均小于计算值。 环梁轴力监测值范围 14 000 kN ~

16 000 kN,沿周圈分布较均匀,与计算软件分析结果

存在一定差异。

(5)楼盖裂缝:根据现场裂缝观测,各楼层绝大

部分位置未见裂缝,说明围压力对楼盖裂缝控制的有

利作用,及楼盖采用跳仓法施工方法是成功的。 裂缝

仅 - 1F、 - 2F 楼盖在基坑平面左右两侧内撑环梁外

侧与地连墙之间的小范围梁板见少数斜向裂缝(图

8),内撑环梁内侧无裂缝。 分析原因,为该位置内撑

环梁距地连墙楼板宽度偏小约为 5. 0 m,内撑环梁轴

压力作用下的轴向压缩变形,使得该位置楼板开裂

后,变形协调应力重分布,使环梁轴力趋于均匀。

根据上述分析,各项监测数据远小于规范限值,

基坑的施工对周边环境影响很小,其工程造价和工期

均较常规支护方案明显降低。 综合表明,本工程采用

地连墙 + 楼板撑(顺作逆作相结合)的方案是成功合

理的。

7 结语

本文通过对深基坑地下室逆作设计过程及施工

要点的分析与总结,有以下建议可供工程技术人员

参考:

(下转第 133 页)

2023 年第 11 期

总第 305 期

福 建 建 筑

Fujian Architecture & Construction

No 11·2023

Vol·305

基于大型直剪试验的重塑花岗岩残积土剪切特性研究

林生凉

(福建省建筑设计研究院有限公司 福建福州 350001)

摘 要:以福建省永安地区花岗岩残积土为研究对象,借助大型直剪仪,综合考虑含水率和干密度等因素,设计并开展

花岗岩残积土重塑土样的大型直剪试验。 试验结果表明:重塑花岗岩残积土的剪切应力总体上随着轴向压力的增加,

而增加;同时其剪切应力 - 位移曲线形态与发展趋势复杂,部分试样表现出应变硬化特征,但部分试样也存在明显的

应变软化现象;含水率和干密度显著影响重塑花岗岩残积土的抗剪强度参数,重塑花岗岩残积土的内摩擦角和黏聚力

随含水率的增加呈现先增加后减小的趋势,同时又随干密度的增加近似呈线性增加。 研究成果有助于深化花岗岩残

积土剪切特性的认识和理解。

关键词: 花岗岩残积土;大型直剪试验;重塑土样;抗剪强度;影响规律

中图分类号:TU4 文献标识码:A 文章编号:1004 - 6135(2023)11 - 0071 - 05

Shear Characteristics ofRemolded Granite Residual Soil Based on Large Scale Direct Shear test

LIN Shengliang

(Fujian Provincial Institute of Architectural Design and Research Co. ,Ltd. ,Fuzhou 350001)

Abstract:Taking the granite residual soil in Yong 'an area of Fujian Province as the research object,a large - scale direct shear test of remolded granite residual soil was designed and carried out with the help of a large - scale direct shear instrument,taking into account factors

such as water content and dry density. The test results show that the shear stress of remolded granite residual soil generally increases with

the increase of axial pressure; and the shear stress - displacement curves of remolded granite residual soil samples have complex morphology and development trend,some samples show strain hardening characteristics,but some samples also show obvious strain softening phenomenon. Water content and dry density significantly affect the shear strength parameters of granite residual soil. With the increase of water content,the internal friction angle and cohesion of remolded granite residual soil show a trend of first increasing and then decreasing. At the

same time,with the increase of dry density,the shear strength parameters of granite residual soil are significantly affected,and the relationship is approximately linear. The internal friction angle and cohesion tend to increase and decrease with the increase of water content,and

increase linearly with the increase of dry density. The research results are helpful to deepen the understanding of the shear characteristics of

granite residual soil.

Keywords:Granite residual soil; Large scale direct shear test; Remolded soil samples; Shear strength; Law of influence

作者简介:林生凉(1981. 3— ),男,高级工程师。

E-mail:linsl_fz@ 126. com

收稿日期:2023 - 04 - 18

0 引言

闽粤两地花岗岩分布广泛,受长期湿热多雨环境

作用,形成了巨厚花岗岩风化壳。 其风化深度最厚可

达百米,致使该地区的花岗岩残积土广泛分布,且残

积土层的厚度高达 40 余米[1 - 2]

。 作为一种特殊性

土,花岗岩残积土在工程上表现为抗剪强度较高,不

易压缩且透水性差。 此外,其孔隙多,结构性强,遇水

后易软化崩解,具有不均匀性、各向异性和显著的结

构性[3]

。 由此,致使花岗岩残积土分布区的工程灾害

十分严重。

国内外众多学者借助常规试验对花岗岩残积土

的力学特性与强度参数开展了诸多研究,重点研究

了含水率、粒径组成、干密度、取样方法以及干湿循

环等因素对工程特性的影响,并得出了有益结论。

另一方面,相较于常规试验,采用大尺寸试样,

更有助于获取更具代表性的剪切强度指标。 如 Shakoor A. 等通过大型直剪试验,研究了砾石含量、粒

径以及砾石形状对含砾石质黏土的抗剪强度,和无

侧限抗压强度的影响规律[4]

。 朱云江等则借助大

型直剪仪,针对三门峡原状黄土开展一系列试验研

·72· 福 建 建 筑 2023 年

究,并分析了原状黄土抗剪强度的尺寸效应[5]

。 胡

屏等则采用大型直剪仪,研究了粗颗粒含量对福州

地区花岗岩残积土剪切强度的影响规律[6]

。 可见,

借助大型直剪仪开展花岗岩残积土剪切特性的试验

研究的必要性。

为此,本文以福建省永安地区花岗岩残积土为

研究对象,借助大型直剪仪,开展重塑花岗岩残积土

的剪切试验研究,系统分析其剪切特性与抗剪强度

参数的变化规律,以期深化对花岗岩残积土工程特

性的认识和理解。

1 试验土样的基本物理性质

试验用土为花岗岩残积土,取自福建省永安市某

公路沿线的花岗岩残积土滑坡,取土深度为 2 m。 由

勘察报告可知,该土层的母矿物质系燕山晚期所形成

的花岗岩,土样整体坚硬,切面较粗糙,呈灰黄色,主

要成分为氧化铁、高岭土和部分石英颗粒。 受强烈的

风化作用,其结构已完全破坏,除石英以外,大部分矿

物成分均已风化为黏土矿物。 大于 2 mm 的石英砂颗

粒平均含量约为 18% ,且无摇振反应,表现为遇水易

软化、崩解等特性。 进一步按照《 土工试验方法标

准》(GBT 50123—2019)

[7]

,测得该土样的基本物理

性质如表 1 所示。

表 1 土样基本物理性质

天然含水率(% ) 比重(g / cm

3

) 孔隙比 液限 塑限

23. 9 2. 69 0. 725 47. 97 24. 38

其中,采用筛析法测得该试样各粒组的质量百分比

如表2 所示,图1 则为该土样的颗粒级配曲线。 由上可

知,该土样的曲率系数 Cc为 1. 42,不均匀系数 Cu为 7. 0,

则该土样为级配良好(Cc >1)的均匀土(Cu >5)。

表 2 土样颗粒质量百分表

粒径

(mm)

留筛质量

(g)

小于某粒径的

土质量(g)

小于某粒径的土

质量百分比(% )

20 242. 4 7116. 7 100

10 1558 6874. 3 96. 59

5 2928. 8 5316. 3 74. 70

2 655 2387. 5 33. 55

1 1135. 6 1732. 5 24. 34

0. 5 554. 5 596. 9 8. 39

0. 25 42 42. 4 0. 6

0. 075 0. 4 0. 4 0. 011

图 1 土样颗粒级配曲线

2 试验方案

2. 1 试验仪器

试验依托 DZJ - 300 室内大型直剪仪开展,该仪

器采用伺服控制系统,其轴向和水平向可提供最大

500 kN 的压力。 其中,该仪器剪切盒为方形,最大尺

寸为 150 mm × 150 mm × 125 mm。 试验过程中的应

力应变曲线可自动采集。 图 2 即为该室内大型直剪

仪的全貌。

图 2 大型直剪仪示意图

2. 2 试验方案与试样制备

常规剪切试验表明,含水率和干密度是影响花

岗岩残积土抗剪强度参数的两大主要因素[1,8]

。 同

样,本试验拟采用 DZJ - 300 大型直剪仪,制定 25 组

花岗岩残积土试样,并获取其抗剪强度参数,在系统

探究大型直剪试验下,干密度和含水率对花岗岩残

积土抗剪强度的影响规律。 具体来讲,本实验根据

粘性土含水率的一般范围及试样界限含水率,设置

了 5 个梯度,分别为 15% 、20% 、25% 、30% 、35% ;

根据粘性土天然状态下干密度的一般范围设置 5 个

梯度, 分 别 为 1. 2 g / cm

3

、 1. 3 g / cm

3

、 1. 4 g / cm

3

、

1. 5 g / cm

3

、1. 6 g / cm

3

,共设置 25 组试样,对应的试验

编号如表 3 所示。

2023 年 11 期 总第 305 期 林生凉·基于大型直剪试验的重塑花岗岩残积土剪切特性研究 ·73·

表 3 试验方案与编号

干密度

含水率

15% 20% 25% 30% 35%

1. 2 A1 A2 A3 A4 A5

1. 3 B1 B2 B3 B4 B5

1. 4 C1 C2 C3 C4 C5

1. 5 D1 D2 D3 D4 D5

1. 6 E1 E2 E3 E4 E5

试样土样为重塑土样,试样制备过程,为首先将

原状花岗岩残积土烘干并打散,根据干密度称量所需

的过筛干土,再根据含水率计算加水质量。 待加水

后,充分搅拌至均匀,并将土样装入塑料桶中,用保鲜

膜封好,静置一天以上,以便水分充分渗透到试样内,

达到均匀分布的效果。 而后在大型剪切盒内壁涂抹

凡士林,将前述制备的土样分层填筑并压实。 最后,

加盖顶盖,并将其推至竖向液压杆正下方,即可开始

剪切试验。

3 试验结果分析

3. 1 典型试样的应力 - 应变曲线

为直观展示大型直剪试验下重塑花岗岩残积土

的剪切过程,同时受限于篇幅,图 3 给出了重塑花岗

岩残积土(试样 A1、C1 和 C2) 大型直剪试验的典型

剪切应力 - 剪切位移曲线。 由图可知:

(1)不同花岗岩残积土试样的剪切应力 - 位移

曲线存在一定差异,部分试样表现为应变硬化(试样

C1),部分试样又呈现出明显的应变软化现象(试样

A1 和 C2)。 对比可知,该重塑试样的含水率和干密

度显著影响其剪切应力 - 应变曲线的形态与发展

趋势。

(2)花岗岩残积土的剪切应力总体上随着轴向

压力的增加而增加,但增速逐渐变缓。

(3)当剪切位移较小时,花岗岩残积土的剪切强

度随剪切位移近似呈线性增加,且斜率较大,表明花

岗岩残积土在小应变阶段的剪切刚度较大。 而后,随

着剪切位移的逐步增大,剪切应力的增长趋势逐渐变

缓,或趋于稳定,或出现峰值强度后逐渐减小,再趋于

稳定。

(4)对表现为应变软化的试样来说,其剪切应力

所对应的位移峰值随轴向压力的增加而逐渐降低。

以试样 C2 为例,当轴向压力为 400 kPa 时,当该试样

的剪切位移仅为 0. 6 mm 时,即达到剪切峰值强度,而

当轴向压力为 100 kPa 时,达到剪切峰值强度所需的

剪切位移则为 5. 85 mm。 表明该类试样在高荷载作

用下会快速达到屈服状态。

(a)试样 A1(ρd = 1. 2 g / cm

3

,w = 15% )

(b)试样 C1(ρd = 1. 4 g / cm

3

,w = 15% )

(c)试样 C2(ρd = 1. 4 g / cm

3

,w = 20% )

图 3 基于大直剪试验的典型剪切应力 - 位移曲线

3. 2 抗剪强度参数的确定与其影响因素分析

(1)抗剪强度参数的确定

根据前述试验结果,绘制基于大型直剪试验所得

抗剪强度和轴向压力的散点图,并对散点图予以线性

拟合,结合式(1)即可获得花岗岩残积土的抗剪强度

参数。 受限于篇幅,图 4 仅给出了部分花岗岩残积土

·74· 福 建 建 筑 2023 年

试样(试样 C1 ~ C5 和试样 E1 ~ E5)的抗剪强度与轴

向压力的关系曲线。

τ = c + σtanφ (1)

式中:τ 为抗剪强度( kPa);c 为黏聚力( kPa);φ

为内摩擦角(°);σ 为轴向应力(kPa)。

(a)试样 C1 ~ C5(ρd = 1. 4 g / cm

3

,w = 15% ~ 35% )

(b)试样 E1 ~ E5(ρd = 1. 6 g / cm

3

,w = 15% ~ 35% )

图 4 部分试样的抗剪强度参数

由图 4 可知,试样 C1 ~ C5 的黏聚力在 12 kPa ~

20 kPa 之间,其内摩擦角在 14° ~ 17°之间变化;试样

E1 ~ E5 的黏聚力则在 15 kPa ~ 24 kPa 之间,其内摩

擦角在 16° ~ 20°之间。 对比可知,花岗岩残积土的干

密度和含水率对其抗剪强度参数表现有一定的影响,

后文将详细探讨其影响规律。

(2)含水率的影响

图 5 首先给出了大型直剪试验下花岗岩残积土的

黏聚力与含水率的关系拟合曲线。 由图可知,黏聚力

与含水率的拟合曲线为二次多项式。 当花岗岩残积土

试样的含水率由 15% 增至 35% 时,其黏聚力表现为先

增加后减小的趋势,其中,含水率每增加 5% ,相应的黏

聚力变化值大致为 1 -4 kPa,最大为 4. 44 kPa。

上述规律表明,含水率显著影响花岗岩残积土的

黏聚力著影响。 从机理上讲,这是由于随着试样含水

率增大,在残积土土颗粒表面形成具有电性的弱结合

水膜,致使土颗粒间的吸引力增大,宏观表现为土样

黏聚力的增加。 同时,随着残积土样含水率的继续增

大,水在土体表面形成厚度较大的自由水膜,使土体

颗粒之间相互吸引力减小,宏观表现为土样黏聚力的

不断变小。

图 5 黏聚力和含水率的关系拟合曲线

再进一步基于试验结果,图 6 又给出了大型直剪

试验下,花岗岩残积土的内摩擦角与含水率的关系拟

合曲线。 由图可知,在试样干密度保持固定的情况

下,当其含水率由 15% 增至 35% 时,花岗岩残积土的

内摩擦角同样呈现出先增加后减小的趋势,且随着干

密度的增加,这种减小的趋势逐渐趋于平缓。 具体来

说,试验试样的含水率每增加 5% ,其内摩擦角的变

化值约为 1° ~ 2°,最大值为 1. 78°。

从机理上看,残积土的内摩擦角来源于颗粒之间

的挤压咬合及摩擦,随着含水率增长,颗粒之间作用

力增强,致使颗粒能够产生滑动的力增加,宏观上表

现为内摩擦角也随着增大。 随着含水率继续增大,土

颗粒表面的水起到润滑作用,此时则有利于土颗粒滚

动,表现为其内摩擦角又开始减小。

图 6 内摩擦角和含水率关系拟合曲线

2023 年 11 期 总第 305 期 林生凉·基于大型直剪试验的重塑花岗岩残积土剪切特性研究 ·75·

(3)干密度的影响

为分析干密度对残积土抗剪强度的影响,图 7 首先

给出了大型直剪试验下花岗岩残积土的黏聚力与干密度

的关系拟合曲线。 从图上可以看出,当试样含水率固定

不变式,且试样干密度由1. 2 g / cm

3增至1. 6 g / cm

3时,花

岗残积土黏聚力亦随之近似呈线性增大。 这是由于

土样干密度的增大,表现为单位体积内土颗粒的增

多,致使颗粒之间作用力增强,则黏聚力也随之增大。

但值得注意的是,其线性增长趋势受含水率的影响又

表象为一定的差异。

再进一步,基于大型直剪试验结果图 8 又给出了

花岗岩残积土的内摩擦角与干密度的关系拟合曲线。

由图可知,花岗残积土的内摩擦角整体上随着干密度

的增加而近似呈线性增加。 这是由于随着试样干密

度的增加,试样单位体积内的土颗粒亦随之增加,致

使颗粒间接触点增多,咬合力增大,表现为试样的内

摩擦角增大。 但值得注意的是,随着含水率的增加,

这种增加趋势的增加幅度,总体上逐渐降低。

图 7 黏聚力和干密度的关系拟合曲线

图 8 内摩擦角和干密度的关系拟合曲线

4 结论

为深化花岗岩残积土剪切特性与其抗剪强度参

数的研究,本文借助大型直剪仪综合考虑含水率和干

密度等因素,设计并开展了重塑花岗岩残积土的大型

直剪试验,并得到如下结论:

(1)重塑花岗岩残积土的剪切应力,总体上随轴

向压力的增加而增加,其剪切应力 - 位移曲线的形态

与发展趋势则表现复杂,部分试样表现出应变硬化特

征,但部分试样也存在明显的应变软化现象。

(2)含水率和干密度显著影响花岗岩残积土的

抗剪强度参数。 其中,花岗岩残积土的内摩擦角和黏

聚力随含水率的增加,呈现先增加后减小的趋势;随

着干密度的增加,这种减小的趋势逐渐趋于平缓。 此

外,花岗岩残积土的内摩擦角和黏聚力则随干密度的

增加,近似呈线性增加。

(3)必须指出的是,因大直剪试验所需的原状试

样取样特别困难,本文采用的是重塑土样。 因此,后

续可进一步开展包含原生结构的花岗岩残积土原状

土样剪切特性与其尺寸效应的研究。

参 考 文 献

[1] 唐炜业,简文彬. 花岗岩残积土抗剪强度参数影响试验

研究[J]. 土工基础,2017,31(04):516 - 520.

[2] 王清,唐大雄,张庆云,等. 中国东部花岗岩残积土物质

成分和结构特征的研究[ J]. 长春地质学院学报,1991

(01):73 - 81.

[3] 金旭. 花岗岩残积土的工程地质特性研究[D]. 福州:福

州大学,2018.

[4] Shakoor A, Cook B D. Effect of stone content, size, and

shape on the engineering properties of compacted silty clay

[J]. Bulletin of the Association of Engineering Geologists,

1990,27:245 - 253.

[5] 朱云江,姜彤,霍继炜,等. 三门峡原状黄土的大型直剪

试验及其尺寸效应[ J]. 华北水利水电大学学报(自然

科学版),2020,41(04):84 - 89.

[6] 胡屏,陈志波,罗旋,等. 含粗颗粒花岗岩残积土大型直剪试

验研究[J]. 自然灾害学报,2019,28(06):119 - 126.

[7] 中华人民共 和 国 水 利 部. 土 工 试 验 方 法 标 准: GB/ T

50123—2019[S]. 北京:中国计划出版社,2019.

[8] 宋永山,徐晓,杨帅,等. 含水率对黄岛地区花岗岩残积土

抗剪强度的影响[ J]. 山东科技大学学报( 自然科学

版),2019,38(04):33 - 40.

·76· 福 建 建 筑 2023 年

基于有限元模拟的楔形桩水平承载特性研究

黄行健 钱玉林 李晨楠 颜 晨

(扬州大学 江苏扬州 225009)

摘 要:通过 abaqus,对砂土中水平承载的楔形单桩和群桩进行数值模拟,主要研究了楔形角对于楔形桩水平载荷下

的承载特性的影响,以及楔形桩群桩水平承载特性对于楔形角的敏感性。 研究发现:与等截面直桩相比,在楔形角为

1°时,楔形桩的水平承载能力要低 16% ;等体积的楔形桩的水平承载力要大于等截面直桩,提高大约 6% 。 楔形角每减

0. 2°,楔形桩的水平承载能力就提高将近 4% 。 随着楔形角的增大,楔形桩桩身的弯矩变化速率则增大。 群桩工况下,

发现在小范围内,随着楔形角的增大,群桩水平位移也不断在增大,但位移群桩效应系数没有明显变化。

关键词: 有限元;楔形桩;水平承载;群桩效应

中图分类号:TU473. 1 文献标识码:A 文章编号:1004 - 6135(2023)11 - 0076 - 04

Research on Horizontal Bearing Characteristics of Wedge Pile Based on Finite Element Simulation

HUANG Xingjian QIAN Yulin LI Chennan YAN Chen

(Yangzhou University,Yangzhou 225009)

Abstract:The influence of wedge angle on the horizontal loading characteristics of wedge - shaped single posts and cluster posts in sandy

soil through ABAQUS was mainly investigated in the present study,as well as the sensitivity of the horizontal loading characteristics of

wedge - shaped posts to the wedge angle. Found that the horizontal load - bearing capacity of wedge - shaped posts was 16% lower when

the wedge angle was 1 ° compared with equal cross - sectional straight posts; The horizontal load - bearing force of equal volume wedge -

shaped posts was greater than that of equal section straight posts,an improvement of approximately 6% . For every 0. 2 ° reduction in wedge

angle,the horizontal loading capacity of wedge Posts increased by almost 4% . With the increase of wedge angle,the moment changing rate of

wedge post increased. Under the condition of group posts,it was found that the horizontal displacement of group posts was constantly increasing with the increase of wedge angle in a small range,but the effect coefficient of displaced group posts did not change obviously.

Keywords:Finite element; Wedge shaped piles; Horizontal bearing capacity; Pile group effect

作者简介:黄行健(1999. 8— ),男。

通讯作者:钱玉林(1962. 02— ),男,教授。

E-mail:qyl@ yzu. edu. cn

收稿日期:2023 - 04 - 13

0 引言

作为一种非等截面异形桩,楔形桩因具有独特的

楔形角,其侧面能够更加充分地与周围土体相互作

用,以此增强楔形桩的水平承载力。 同时,楔形桩的

施工相对方便[1]

,可以缩短工期,并取得比较良好的

经济效益。 钱大行[2] 等开展了对楔形桩与土相互作

用的特性的研究,研究基于楔形桩的水平和竖向承载

特性和技术经济指标,说明了楔形桩拥有良好的承载

力,施工便捷、成本优势明显。 当下,各地学者对楔形

桩的竖向承载特性已开展了大量的研究工作,充分验

证了楔形桩的良好的承载特性,在做到经济的同时,

又能提高单位承载力,具有良好的发展前景和经济价

值。 但是关于楔形桩的水平承载特性的研究,还值得

进一步探索、挖掘。 同时,在工程实际中,桩基础的运

用大多以群桩的形式出现。 群桩又因其中各桩与桩

间土的相互作用,从而产生群桩效应,因此,群桩下的

受水平荷载的工作特性相较于单桩而言更加复杂,研

究价值也更为突出。 因此,展开对楔形桩群桩基础的

水承载特性研究,很有必要。 本文基于顾红伟等[3]开

展的室内缩尺试验对模拟的楔形桩与等截面直桩进

行取值,借助 ABAQUS 有限元软件,研究楔形单桩的

水平承载特性,并从桩顶位移和桩身弯矩两个方面与

等截面的直桩进行对比,研究楔形角对于楔形桩水平

承载特性的影响。 而后,基于工程实际,对楔形群桩

的水平承载特性展开进一步的研究。

1 有限元模型

1. 1 基本假定

桩基等竖向增强体桩在土体中的受力十分复杂,

水平荷载下尤甚,这往往和桩体截面尺寸、桩土属性、

所受荷载等诸多因素有关。 同时,水平力作用下的桩

土间的非线性较大。 基于以上考虑,必然要创建比较

合理的精细化有限元模型,同时验证其准确性,才能

展开桩基的水平承载特性的相关研究。 本文基于有

限元软件 ABAQUS,设置了楔形桩基础的有限元模

型,而后开展了楔形桩水平承载特性的相关分析。 有

限元分析的开展基于以下几个假定:

(1)在数值模拟时,不考虑土中渗流的影响。

2023 年 11 期 总第 305 期 黄行健,钱玉林,李晨楠,等·基于有限元模拟的楔形桩水平承载特性研究 ·77·

(2)在数值模拟时,桩土之间接触的摩擦系数设

置为定值。

(3)在数值模拟时,桩体设置为均质体,故忽略

钢筋对混凝土的增强作用。

1. 2 模型参数

使用 ABAQUS CAE 软件建立计算模型(图 1)。

等截面直桩桩径取 151 mm,桩长取 2000 mm,编号为

1

#

。 楔形桩桩顶直径取 151 mm,桩长取 2000 mm,楔

形角分别取 1°、0. 8°、0. 6°、0. 4°、0. 2°,编号依次为

2

#

、3

#

、4

#

、5

#

、6

#

。 计算土体边长取 20 倍桩径 ,深度取

两倍桩长。 土体属性选用弹性和 Mohr - Coulomb 模

型。 砂的重度为 16. 5 kN/ m

3

,内摩擦角为 36°,弹性

模量为 10. 9 × 10

3

kPa。 桩体属性选用弹性模型,桩

体由 C20 的混凝土筑成,抗压强度为 22 × 10

3

kPa。

为了验证本文所建立的有限元模型的准确性,本

节将原模型试验的相关数据和使用有限元模型计算

得出的数据一同绘制曲线,进行比较分析。

观察图 2,可以发现,在施加水平荷载初期,有限

元计算值和试验值相差极小,在水平荷载达到 2 kN

后,两者之间的位移差距略有增大,6 kN 后这一差距

又逐渐减小,最终在水平载荷接近 8 kN 时两者的位

移相同。 总的来看,有限元计算值和试验值存在一定

的误差。 因为有限元中使用的桩是弹性的且没有考

虑钢筋作用,有限元计算值相较于试验值,不会很好

地体现桩的塑性阶段,整体上呈现为缓变型。 但两者

变化规律一致,在加载初期和中后阶段吻合度很高,

故满足下一步计算分析要求。

图 1 计算模型图 图 2 楔形桩荷载位移曲线

2 单桩计算

2

#桩为原试验中尺寸的楔形桩,1

#桩为与楔形桩桩

顶直径相同的等截面直桩,基于此设置多根桩顶直径

和桩长尺寸相同,但楔形角不断减小的 3

#桩 ~ 6

#桩。

通过在桩顶桩芯处施加水平集中力,分析对比 1

#桩和

2

#桩的荷载水平位移以及桩身弯矩。 先验证原试验中

的结论:等截面直桩相较于桩顶直径相同,楔形角为 1°

楔形桩其水平承载能力更强。 再改变楔形桩的楔形角

度,以研究楔形角对于楔形桩水平承载特性的影响,观

察楔形角是否存在一个临界值,能够使楔形桩的水平

承载能力与等截面的直桩更加接近。 图 3 ~ 图 4 是 1

#

桩、2

#桩施加水平荷载 8 kN 时的模拟云图。

图 3 1

#桩模拟云图

图 4 2

#桩模拟云图

2. 1 单桩桩顶位移

基于有限元数值模拟的数据,绘制出各楔形角的

楔形桩,以及等截面直桩在水平受荷情况下的荷载位

移曲线,如图 5 ~ 图 6 所示。 图 5 是等截面直桩与桩

顶直径相同、楔形角为 1°的楔形桩的荷载位移曲线。

可以看出,在加载荷载的初级阶段,楔形桩和等截面

桩在同级荷载下水平位移相近;随着所受载荷的提

升,楔形桩相较等截面直桩水平承载能力的差距逐渐

凸显。 载荷为 8 kN 时,等截面直桩和楔形桩桩顶的

水平位移分别为 25. 7 mm 和 36. 4 mm。

图 5 1

#桩、2

#桩位移荷载曲线图

图 6 为水平受荷情况下,不同楔形角的楔形桩的

桩顶荷载位移曲线。 如图 6 所示,楔形桩的桩顶位移

趋势,随着楔形角的减小,越发接近等截面的直桩,其

水平承载能力越强。 当各桩的水平位移到 10 mm 时,

楔形角为 1°、0. 8°、0. 6°、0. 4°、0. 2°的楔形桩,所受的

载荷分别是 4. 19 kN、4. 41 kN、4. 58 kN、4. 69 kN、

4. 77 kN。 可 以 看 出, 其 所 承 担 的 载 荷 分 别 提 高

5. 25% 、3. 86% 、2. 4% 、1. 71% 。 同样,在桩顶位移来

到 10 mm 时, 等 截 面 直 桩 所 承 担 的 水 平 荷 载 为

4. 9 kN。对比不同楔形角的楔形桩,其水平承载力相

对提高了 16. 9% 、11. 1% 、7. 0% 、4. 5% 、2. 7% 。

·78· 福 建 建 筑 2023 年

图 6 2

#桩 ~ 6

#桩位移荷载曲线图

2. 2 单桩桩身弯矩

基有限元数值模拟的数据,画出水平受荷条件下

各楔形角的楔形桩和等截面直桩的桩身弯矩图,如图

7 ~ 图 10 所示。 观察桩身弯矩分布发现,最大弯矩处

位于埋深 0. 6 m 处。 分析对比各级荷载下的桩身弯

矩图,在相同的水平荷载作用下,楔形桩的桩身弯矩

较同等桩顶直径的直桩,相对要小。 水平载荷为 8 kN

时,等截面直桩和楔形桩桩身最大弯矩分别是 4. 3 kN

·m 和 2. 2 kN·m,等截面桩相对楔形桩提升了 95.

4% 。 楔形桩和等截面直桩,桩身弯矩分布均表现出

先增大后减小的规律,最后接近于零。 分析比较各

图,不难看出,当保持桩顶的直径不变的情况下,桩身

弯矩随着楔形角的减小而不断增大。 桩身弯矩分布

随埋深的增大,先增大后减小。

图 7 2 kN 桩身弯矩图

图 8 4 kN 桩身弯矩图

图 9 6 kN 桩身弯矩图

图 10 8 kN 桩身弯矩图

3 群桩计算

使用 ABAQUS 创建 2 × 2 的楔形群桩计算模型,

模型包括承台、楔形桩和土体,其中楔形桩与砂土模

型的基本参数同上文。 考虑到边界效应对计算结果

的影响,这里土体长、宽、高尺寸分别取为 5 m、3 m、

3 m。为了研究楔形群桩水平承载特性对于一些因素

的敏感性,这里同样改变了楔形角,以研究楔形群桩

对其的敏感性。

群桩基础水平承载特性有着诸多的影响因素。

其主要有截面参数、基桩桩芯距离、基桩数量、基桩长

度及材料属性等等。 在水平受荷条件下,群桩的工作

特性可以通过水平位移反映。 故这里要控制加载和

工况条件,使得群桩中每根基桩与单桩受到的荷载相

同。 群桩与单桩水平位移的比值,是权衡群桩效应的

重要指标[4 - 5]

。 基于群桩与单桩的水平位移的比值,

来衡量群桩效应的明显与否。 越大时,则位移群桩效

应越明显;相反,则意味着位移群桩应越不明显;

yg

ys

=

1 时,则表明不存在位移群桩效应。 楔形群桩位移群

桩效应系数表达式如下:

ηd =

yg

ys

式中:ηd———楔形群桩位移群桩效应系数;

yg———楔形群桩位移;

ys———楔形单桩位移。

2023 年 11 期 总第 305 期 黄行健,钱玉林,李晨楠,等·基于有限元模拟的楔形桩水平承载特性研究 ·79·

3. 1 群桩荷载位移

根据《 建筑桩基技术规范》 ( JGJ94—2008 )

[6]

,

“单桩与群桩基础计算都建议取地面处桩顶(承台)

水平位移为 10mm(对水平位移敏感结构物取 6mm)

为允许位移,对于钢筋混凝土预制桩、钢桩、桩身正截

面配筋率不小于 0. 65% 的灌注桩,可取 10mm 所对应

的荷载的 75% 为单桩的水平承载力特征值”,从图 11

能够看出,水平承载力特征值为 9. 75 kN。 因为由数

值模拟得到的曲线中并没有明显的拐点,因此,在曲

线的开端段与末端段做两条切线,切线交于一点处,

即为楔形群桩的水平极限承载力为 9. 9 kN。

图 11 群桩承台荷载 - 位移曲线

3. 2 楔形角对于水平受荷下群桩承载性能的影响

本节模拟,选取了上文单桩出现过的楔形角从

0. 2° ~ 1°的 5 种楔形桩。 值得注意的是,楔形角的改

变,会影响桩顶以下桩身截面的大小,但其桩顶直径

是保持不变的,故楔形群桩承台尺寸也将保持不变。

画出群桩桩顶水平位移与楔形角的关系图、位移群桩

效应随楔形角改变的趋势图,如图 12 所示。

图 12 楔形角 - 楔形群桩

桩顶水平位移曲线

图 13 楔形角 - 楔形群桩

位移群桩效应曲线

由图 12 可知,在楔形桩桩顶直径保持不变的情

况下,随着楔形角的增大,楔形群桩的桩顶水平位移

呈现不断增大的趋势。 图 13 为楔形角 - 位移群桩效

应的曲线。 可以发现,其曲线整体稳定平衡,位移群

桩效应对楔形角的敏感性较低。

4 结论

为研究水平载荷下楔形桩的承载特性,本文基于

ABAQUS 有限元分析软件,探究了楔形角的存在对于

楔形桩水平承载特性的影响,得出结论如下:

(1)在楔形角为 1°时,砂土中楔形桩的水平承载

能力相较同等桩顶直径的等截面,直桩要小,降低了

将近 16% ;但是等体积的楔形桩的水平承载力要大

于等截面直桩,提高了约 6% 。

(2)在楔形角小角度的范围内,楔形桩上下桩径

和桩长保持不变的条件下,楔形角每减小 0. 2°的同

时,楔形桩的水平承载能力就提高近 4% 。

(3)楔形桩的桩身弯矩分布,呈现出先增大后减

小的趋势,桩身最大弯矩位置位于距离桩顶 1 / 4 倍桩

长处附近。 随着楔形角的增大,楔形桩桩身的弯矩变

化速率则增大。

(4)一定范围内,随着楔形角的增大,群桩水平

位移不断在增大,但位移群桩效应系数没有明显

变化。

参 考 文 献

[1] 蒋建平. 楔形桩的研究与应用综述[ J]. 施工技术,2006

(01):37 - 40.

[2] 钱大行,王嘉杨. 浅谈锥形短桩的性能特点[ J]. 洛阳理

工学院学报(自然科学版),2003,13(04):7 - 8.

[3] 顾红伟,孔纲强,车平,等. 楔形桩与等直径桩承载特性

对比模型试验研究[ J]. 中南大学学报(自然科学版),

2017,48(06):1600 - 1606.

[4] 冯世挺. 横向承载群桩的有限元计算分析[D]. 杭州:浙

江大学,2003.

[5] 高晓龙. 软土地区主动受荷下群桩基础水平受力特性试

验研究[D]. 成都:西南交通大学,2014.

[6] 中华人民共和国住房和城乡建设部. 建筑桩基技术规

范:JGJ 94 - 2008 [ S ]. 北 京: 中 国 建 筑 工 业 出 版

社,2008.

2023 年第 11 期

总第 305 期

福 建 建 筑

Fujian Architecture & Construction

No 11·2023

Vol·305

高承压水软土地层深基坑降水试验分析

沈守鸿

(嘉博联合设计股份有限公司 福建福州 350001)

摘 要:某深基坑位于福州城区且临近地铁及旧有建筑,在土方开挖前,进行了基坑降水试验。 通过降水试验,检验止

水帷幕的止水效果及降水方案的可行性。 试验结果表明,降水过程中,坑外的承压水水位变化较小,止水帷幕的隔水

效果良好;获取的试验数据为优化基坑降水方案、基坑开挖降水井及回灌井的启用条件分析提供了可靠的依据,也可

对类似岩土工程条件深基坑工程降水设计具有借鉴意义。

关键词: 深基坑;止水帷幕;软土地层;降水试验

中图分类号:TU4 文献标识码:A 文章编号:1004 - 6135(2023)11 - 0080 - 04

Analysisof dewatering test for deep foundation pit in high confined water soft ground

SHEN Shouhong

(Jiadesign Co. ,Ltd,Fuzhou 350001)

Abstract:Dewatering test of a deep foundation pit in Fuzhou urban core area and near the subway and existing buildings is carried out before the earthwork is officially excavated,in order to ensure the safety of foundation pit. The water sealing effect of Waterproof curtain and

the feasible of dewatering scheme were testified through the dewatering test. The results of the dewatering test show that the confined water

lever changes rather small and the water sealing effect of Waterproof curtain works well during the dewatering process. The obtained test data

can provide reliable evidence to optimize dewatering scheme of the foundation pit and to analysis the application requirements of the dewatering well and recharge well. This paper can provide some reference for similar dewatering design of deep foundation pit in the future.

Keywords:Deep foundation pit; Waterproof curtain; Soft ground; Dewatering test

作者简介:沈守鸿(1988— ),男,高级工程师。

E-mail:727285662@ qq. com

收稿日期:2023 - 05 - 24

0 引言

随着国家经济的发展及城市化进程的不断推进,

福州地区不断出现大量基坑类地下工程,其开挖深度

也不断加深。 这些超深基坑大部分集中在福州核心

城区,很多紧邻地铁及需保护的老旧建筑。 福州属软

土地区,地表软土下如含有高承压水的砂卵石等强透

水层,深基坑开挖时,需进行减压降水,以防止基坑突

涌。 如不采取有效措施对地下水进行控制,基坑降水

产生附加应力势必会造成周边地表的大面积沉降变

形,严重影响基坑周边建筑的安全。

为了确保周边建筑安全及正常使用,针对含承压

水软土地层的深基坑项目,有必要对止水帷幕的有效

性,降水及回灌方案的合理性进行研究[1 - 4]

。 有鉴于

此,本文以福州核心城区某三层地下室深基坑工程为

例,通过降水试验,检查止水帷幕的施工质量,验证基

坑降水设计的合理性,进一步细化降水及回灌方案,

为后期开挖施工提供基础数据。

1 工程概况

拟建大厦位于福州市闽侯县,场地北侧为国宾

大道及福州地铁 2 号线,地铁边线距离地下室外墙

约 30 m,东侧为 3 栋 1 ~ 2F 砖混的旧有建筑,距离

拟建大厦地下室外墙约 5. 5 m。 场地设置 3 层地下

室,基坑占地面积约 6000 m

2

,周长约 315 m,开挖深

度约 12. 8 m ~ 13. 1 m,坑中坑深度约 2. 7 m ~ 3. 5 m。

采用支护桩加两道钢筋混凝土内支撑支护,支护桩外

侧采用 800 mm 厚双轮铣深层搅拌墙作为止水帷幕。

基坑周边环境如图 1 所示。

1. 1 工程地质条件

场地自上而下分别为:

(1)填中砂,松散,层厚 1. 30 m ~ 2. 80 m;

(2)粉质粘土,可塑为主,层厚 2. 10 m ~ 4. 40 m;

(3)淤泥夹砂,流塑,饱和,层厚9. 50 m ~14. 00 m;

2023 年 11 期 总第 305 期 沈守鸿·高承压水软土地层深基坑降水试验分析 ·81·

(4)卵石,稍密为主,层厚 13. 00 m ~ 17. 60 m;

(5)全风化闪长岩,硬塑,层厚 1. 50 m ~ 5. 20 m;

(6)砂土状强风化闪长岩,较硬,层厚 3. 70 m ~

13. 70 m。 场地典型地层剖面,如图 2 所示。

图 1 基坑周边环境及降水井、回灌井,观测井布置图

图 2 场地典型地层剖面

1. 2 水文地质条件

本场地揭示的地下水按埋藏条件,分为上层滞水

和承压水。 上层滞水主要赋存于①填中砂层中,接受

大气降水的下渗补给和相邻水层的侧向补给。 承压水

主要为赋存于④卵石层孔隙承压水,及下部风化岩层

的孔隙 - 裂隙承压水,④卵石层中含水量较大,主要受

相邻水层的侧向补给,孔隙 - 裂隙承压水总体透水性

和富水性较弱,主要受上部孔隙水补给。 根据勘察报

告,现场实测承压水位埋深为 1. 20 m ~ 3. 10 m,高程为

5. 83 m ~7. 37 m,年水位变化幅度为 2. 0 m ~3. 0 m。

2 降水设计方案

本基坑主要位于软土层中,且下部卵石层中承压

水头较高,需进行减压,降水防止突涌。 底板底高程

为 - 4. 0 m,基坑开挖至底板底深度约 13 m,坑中坑

底高程为 - 7. 0 m,开挖深度约 16 m,水位降至坑中

坑以下 0. 5 m,降深达 13. 4 m ~ 14. 9 m。

本项目双轮铣止水帷幕穿过卵石层,进入底部相

对隔水层一定深度,以截断卵石层的侧向补给。 基坑

降水井、回灌井及水位观测井布置如图 1 所示。 坑内

共布设 13 口减压降水井,除最北侧的两口降水井 j1

- 11 及 j1 - 12,其余降水井均在地铁 50 m 影响范围

线以外;坑内设置 3 口承压水位观测井,基坑四周及

地铁附近共设 5 口坑外承压水位观测井。 同时,为尽

可能减小基坑降水对周边环境的影响,坑外靠近东侧

旧有建筑及北侧地铁轨道线,按间距一口 10 m,共布

设 21 口回灌井。 降水井、回灌井及承压水位观测井

参数,如表 1 所示。

表 1 降水井、回灌井及承压水位观测井参数统计表

井类型 数量

井深

(m)

滤管长

(m)

成孔直径

(mm)

管径

(mm)

降水井 13 24 8 400 219

回灌井 21 26 10 400 219

观测井(坑内) 3 24 5 150 75

观测井(坑外) 5 24 5 150 75

3 降水试验过程

在基坑内先启用 3 口降水井 j1 - 01、j1 - 03、j1 - 05

进行抽水。 j1 -01 和 j1 -03 位于基坑最南侧,水泵功率

3. 0 kW,流量 37. 5 m

3

/ h,j1 - 05 位于基坑中部西侧,尽

量远离东侧已有建筑及北侧地铁,水泵功率 2. 2 kW,

流量 20 m

3

/ h,水泵均置于井口以下 23 m。 未启用的

降水井及坑外回灌井均作为水位观测井,如已启用的

三口降水井在试验中不能满足水位降深条件,则逐步

启用坑内其余降水井至水位满足土方开挖要求。

降水试验开始前 2 d,对初始承压水位进行了量

测,坑内水位高程约为 4. 50 m ~4. 60 m,坑外水位高程

约为 4. 90 m ~5. 30 m。 2023 年 5 月 19 日下午 18 时开

始抽水,2023 年 5 月 20 日凌晨 5 时,测得坑内各观测

井水位高程约为 - 5. 9 m ~ - 7. 0 m,均满足基坑开挖

至底板底的要求。 继续抽水,至20 日上午8 时,测得坑

中坑周边各观测井水位高程约为 - 8. 7 m ~ - 9. 0 m,

满足坑中坑的水位降深要求,停止抽水。

停止抽水后观测坑内的水位回升情况,至 20 日晚

·82· 福 建 建 筑 2023 年

间 22 时坑内水位回升至 -5. 7 m ~ - 5. 9 m。 22 时起,

仅启用 j1 -05 降水井继续抽水,观测坑内水位变化情

况,模拟施工阶段降水到位后保持水位的抽水方式,至

21 日上午 9 时,坑内水位高程约为 - 6. 3 m ~ - 7. 0 m。

21 日开始间歇抽水,暂停 2 个小时后全天抽水,22 日

上午 9 时,坑内水位高程约为 - 8. 3 m ~ - 8. 6 m。 22

日暂停 6 个小时后全天抽水,23 日上午 9 时,坑内水位

高程约为 -9. 0 m ~ -9. 2 m。

4 降水试验分析

4. 1 坑内外水位变化分析

降水井 j1 - 12 位于坑内东北侧,远离试验中启

用的降水井 j1 - 01、j1 - 03 和 j1 - 05,图 3 为 j1 - 12

降水井试验过程中的水位变化曲线。 如图中所见,

从 5 月 19 日下午 18 时开始抽水,水位先是大幅下

降,2 小时后降深幅度逐渐减小,最后水位下降速率

趋于平稳。 前 2 小时水位基本位于粉质粘土层及淤

泥夹砂的上部,由此可知该段土层含水量较小,同时

该段水量的补给非常缓慢。 之后水位完全降至淤泥

夹砂层,随着坑内外水位差的加大,远处承压水及底

部裂隙水的补给,使得水位高程 - 1. 0 m ~ - 9. 0 m

段下降速率趋于平稳。

图 3 坑内降水井水位变化曲线

20 日上午 8 时至下午 14 时 50 分,停止抽水后的

前 7h,水位从 -8. 92 m 回升至 -6. 11 m,回升 2. 81 m,

水位回升速度并不慢;后从下午 14 时 50 分至晚上 21

时 30 分大约 7 h,水位从 - 6. 11 m 回升至 - 5. 82 m,

仅回升 0. 29 m。 前后 7 小时水位回升的速率相差较

大,可能是因为水位降至 - 9. 0 m 附近时,已到达承

压含水层④卵石层面,同时也达到最大的内外水位

差。 标高 - 9. 0 m ~ - 6. 0 m 段土层水量补给较大,

后随着水位上升,水量补给下降,导致水位的回升速

度降低,存在越往后回升越慢的趋势。 虽然停止抽水

的前期水位回升较快,但考虑到淤泥夹砂层土层含水

量较低,只要较少的水量补给就可导致水位上升,因

此,并不说明本项目止水帷幕效果不佳,还是需根据

观测坑外水位的变化,综合判断止水帷幕的有效性。

20 日 20 时开始,仅启用 j1 - 05 这口抽水功率较

小的降水井,水位仍是持续下降。 所以,后期水位降

到目标水位后,可仅启用 j1 - 05 降水井以保持水位,

同时通过观测坑内其他观测井中的水位变化,采用间

歇抽水的方式,避免降深过大。

19 日 18 时至 23 日 9 时整个降水试验过程中,坑

外各观测井及回灌井中水位的变化非常小,最大水位

降深为 h - 15 号回灌井中水位,下降 21 cm,说明止水

帷幕隔水效果良好,基坑内外不存在明显的水力联

系,因此无需启动回灌井,本次降水试验结束。 基坑

四周观测井降水过程水位降深的最大值如表 2 所示。

表 2 坑外观测井水位降深最大值

观测井

北侧

h - 15

东侧

h - 07

南侧

g1 - 03

西侧

g1 - 04

水位降深/ cm 21 9 14 1

4. 2 地铁及周边建筑变形监测数据

5 月 19 日至 23 日降水试验的这 5 d 内,地铁水

平位移最大增量为 0. 8 mm,平均速率为 0. 16 mm / d,

沉降最大增量为 0. 6 mm,平均速率为 0. 12 mm / d,降

水对地铁基本不存在影响。 东侧旧有民房位置水平

位移最大增量为 1. 2 mm,平均速率为 0. 24 mm / d,沉

降最大增量为 1. 46 mm,平均速率为 0. 29 mm / d,数

值较小,均在相关规范的允许范围内,影响可控。

4. 3 降水井及回灌井的启用条件

降水试验结果表明,采用双轮铣水泥搅拌墙止水

帷幕效果较好,能有效隔断坑内外强透水层的水力联

系,对周边环境影响可控。 但考虑到基坑施工过程中

将长时间形成坑内外较大的水头差,以及土方开挖卸

载过程中支护结构的变形,基坑施工过程中仍存在止

水帷幕渗漏的风险。 因此,为了尽可能缩短降水时

长,减少对周边环境的影响,有必要进一步明确坑内

降水井的启用条件。

场地不会发生突涌,即不需要减压降水的临界开

挖深度 H0 按式(1)计算[5]

:

2023 年 11 期 总第 305 期 沈守鸿·高承压水软土地层深基坑降水试验分析 ·83·

H - H0

( )γ

hw γw

≥Kh (1)

式中:H 为承压含水层顶面至地面的土层厚度;γ

为承压含水层顶面至地面土层的天然重度,对多层

土,取按土层厚度加权的平均天然重度;hw 为承压水

含水层地面的压力水头高度;γw 为水的重度。 Kh 为

突涌稳定安全系数,不应小于 1. 1。

试验前收集的初始稳定水位标高虽然仅为 5. 00 m

左右,考虑到基坑发生突涌危害性严重,计算中的水头

标高仍取原地勘提供的最大承压水头。 按标高 8. 0 m,

则 H 为 17. 9 m,γ 取淤泥夹砂层的重度 15. 95 kN/ m

3

,

γw 为 10. 00 kN/ m

3

,hw 为 17. 9 - 1. 0 = 16. 9 m,相关参

数代入(1)式,计算得临界开挖深度 H0 为 6. 2 m,

取 6. 0 m。

此外,启动降水后,仍可按是否会发生突涌来控

制承压水头标高。 以基坑开挖至底板垫层底这种最

不利的工况为例,(1) 式中代入相关数值,计算得 hw

为 7. 1 m,水位埋深为 17. 9 - 7. 1 = 10. 8 m,高于开挖

面 2. 2 m。

根据上面的计算分析,结合降水试验中水位的变

化数据,本项目降水井的开启条件可归纳如下:

(1)基坑开挖深度至 6. 0 m 前,可不启用降水井。

(2)开挖深度 6. 0 m 至基坑垫层底的开挖过程

中,启用降水井 j1 - 01、j1 - 03、j1 - 05,其余降水井作

为备用井,降到目标水位后,停止降水井 j1 - 01、j1 -

03 抽水,j1 - 05 中抽水泵间歇抽水;根据“按需降水、

随挖随降”的原则,通过测量坑内水位观测井及备用

井中的水位,保持承压水位不高于开挖面 2. 0 m。

(3)开挖电梯井坑中坑的过程中,考虑坑底已临

近强透水卵石层,且坑中坑施工工期较短,除 j1 - 01、

j1 - 03、j1 - 05 降水井外,可视降水情况启动坑中坑

周边的降水井 j1 - 02 及 j1 - 09,保证承压水位标高

不高于电梯基坑底标高。 降到目标水位后,停用除 j1

- 05 以外的所有降水井。

(4)整个基坑开挖过程中,如出现突涌险情,应

立即启动所有降水井,将承压水位降到基坑开挖面

以下。

三层地下室基坑开挖施工工期较长,项目施工

过程中,存在止水帷幕渗漏失效的风险,应加强坑

外水位的监测。 如发现地下室施工过程中,坑外

水位降低较多,应启用回灌系统:如开挖过程中坑

外水位连续 2 d 超过 500 mm / d,或累计水位降深

超过 1500 mm,启用坑外的回灌井,以控制周边环

境的沉降变形。

5 结论

(1)降水试验过程中,坑内采用 3 口降水井后,

14 h 降至坑中坑底,水位最大降至标高 - 9. 0 m,降深

13. 5 m,满足基坑开挖要求。

(2)停止抽水后,前期水位回升较快,后期回升

速度明显放缓,存在越往后回升速率越慢的趋势。 在

仅启用 j1 - 05 降水井间歇抽水的情况下,可维持坑

内水位不上升。

(3)在降水过程中,坑外水位几乎未发生变化。

试验表明双轮铣止水帷幕隔水效果较好,能有效隔断

坑内外的水力联系。 试验中抽取的地下水主要来自

坑内,降水目的容易达到,效果明显,且对周边环境影

响较小。

(4)通过降水试验,获取了可靠的水文地质参

数,对原降水设计方案进行了优化。 同时,确定了基

坑开挖过程中降水井及回灌井的启用条件,在确保水

位降深,满足土方开挖的前提下,尽量减少降水井启

用数量及抽水时长,把对周边环境的影响降低到

最小。

参 考 文 献

[1] 黄应超,徐杨青. 深基坑降水与回灌过程的数值模拟分

析[J]. 岩土工程学报,2014,36(S2):299 - 303.

[2] 董志高,成巧,司马军,等. 地下连续墙支护全封闭式基

坑降水试验研究[J]. 江苏建筑,2014(05):84 - 86.

[3] 徐一博. 城市核心区深大基坑的降水及回灌[J]. 建筑施

工,2022,44(1):12 - 14.

[4] 卢士涛,许涛涛,李亮亮,等. 承压砂层深基坑降水和回

灌试验的应用研究[ J]. 地下空间与工程学报,2017,13

(S2):658 - 662.

[5] 中华人民共和国住房和城乡建设部. 建筑基坑支护技术

规程: JGJ 120 - 2012 [ S]. 北京: 中国建筑工业出版

社,2012.

2023 年第 11 期

总第 305 期

福 建 建 筑

Fujian Architecture & Construction

No 11·2023

Vol·305

某邻近既有建筑的异形软土基坑变形控制

黄礼明

(福州市仓山区建设工程质量监督站 福建福州 350007)

摘 要:根据福州某软土基坑工程实例,介绍了“型钢 + 单轴水泥搅拌桩止水帷幕 + 砼支撑”在邻近建筑的异形软土基

坑中的应用。 设置坑内阳角两个方向的支撑或对阳角两个方向的坑底进行加固或设置坑外阳角处的拉梁或拉梁板可

有效减小阳角处的变形。 根据监测结果表明,所采取的支护方案措施是可行的,有效地控制了邻近既有建筑的安全,

该设计方案安全、经济、合理。

关键词: 异形基坑;软土;基坑监测;变形控制

中图分类号:TU4 文献标识码:A 文章编号:1004 - 6135(2023)12 - 0084 - 05

Deformation control of irregular soft soil foundation pits adjacent to buildings

HUANG Liming

(Fuzhou Cangshan District construction project quality supervision station,Fuzhou 350007)

Abstract:According to the example of a soft soil foundation pit project in Fuzhou,the application of \" profile steel uniaxial cement mixing

pile water - stop curtain + concrete support\" in the irregular soft soil foundation pit of adjacent buildings is introduced. Setting supports in

both directions of the internal and external corners of the pit,reinforcing the bottom of the pit in both directions of the external corners,or

setting tension beams or tension beam plates at the external corners of the pit can effectively reduce deformation at the external corners. According to the monitoring results,the adopted support scheme measures are feasible and effectively control the safety of adjacent existing

buildings. The design scheme is safe,economic and reasonable.

Keywords:Special - shaped foundation pit; Soft soil; Foundation pit monitoring;Deformation control

作者简介:黄礼明(1965. 08— ),男,工程师。

E-mail:2823135974@ qq. com

收稿日期:2023 - 04 - 08

0 引言

随着城市建设的快速发展,基坑的深度越来越

深,周边环境越发复杂,支护的造价也越来越高。 尤

其是软土地区的深基坑开挖,对周边环境影响较大,

稍有不慎,轻则影响周边建筑开裂,重则引发建筑倒

塌等事故发生[1 - 3]

。 软土地区的深基坑开挖对邻近

既有建构筑物的影响很大,尤其是不规则的异形基

坑,存在较多不利于变形控制的阳角,使得靠近阳角

处的建构筑物发生较大的变形,影响结构安全。 如何

减小软土地区的异形深基坑开挖对邻近既有建构筑

物的影响,控制变形,并有效地合理利用投资,控制造

价成为急需探讨的问题。

针对异形软土基坑,采用常规的 SMW 工法桩或

灌注桩 + 内支撑的结构体系成本高,工期长。 “型钢

+ 单轴水泥搅拌桩止水帷幕 + 砼支撑”的支护型式具

有安全可靠、施工周期短且造价低等特点,与 SMW 工

法桩相比,单纯的型钢 + 单轴水泥搅拌桩止水帷幕中

的型钢打拔工艺较简单,采用普通打拔机即可,而

SMW 工法桩打拔的设备则较复杂,施打时需采用吊

车结合振动头,拔除时需采用专用的拔桩设备,利用

千斤顶拔除,工序相对复杂。 此外,SMW 工法桩设备

较大,狭小的场地设备难以进场施工,设备移机也较

困难。 与灌注桩相比,型钢 + 单轴水泥搅拌桩止水帷

幕中的型钢可回收,重复利用,造价降低较多,施工周

期较短。 同样桩长的支护桩相较于 SMW 工法桩的造

价低约 30% ,工期缩短约 3% ;相较于灌注桩的造价

低约 45% ,工期缩短约 30%

[4 - 5]

。 结合福州某软土

基坑开挖,探讨该支护型式在邻近建筑的异形软土基

坑中的可行性,供类似项目参考。

1 工程概况及地质条件

1. 1 工程概况

基坑位于老城区,东侧及北侧邻近既有建筑,多

为 1 ~ 3 层民房,砖混结构、浅基础、变形敏感性高。

西侧和南侧邻近现状道路,道路下方分布有较密集的

市政管线,变形控制要求高。 场地概况如图 1 所示。

场地现状为拆迁后工地,地表层多为砖块、水泥块等

建筑垃圾及生活垃圾。 基坑开挖深度约为 5. 0 m ~

5. 7 m。 基坑支护总周长约为 210 m,面积约为 2600 m

2

,

基坑形状不规则,存在多个阳角。 基坑安全等级为一

级,重要性系数为 1. 1。

2023 年 11 期 总第 305 期 黄礼明·某邻近既有建筑的异形软土基坑变形控制 ·85·

图 1 场地概况

1. 2 工程地质概况

本场地主要为山前坡麓冲海积平原地貌单元。

据勘察报告,基坑开挖范围自上而下主要地层为:①

填中砂、②淤泥质土、③粘土、④淤泥质土,以下地层

为不同风化程度的凝灰岩。

①填中砂:以松散为主,人工堆填,堆填时间大于

20 年,浅部含少量碎石、砖块等建筑垃圾及生活垃圾,

局部夹少量淤泥,该层揭示厚度在 0. 70 m ~4. 50 m。

②淤泥质土:流塑状态。 含水量高,高压缩性、高

灵敏度软弱土层,该层揭示厚度在 8. 60 m ~ 13. 20 m。

③粘土:可塑为主,属中压缩性土层。 该层揭示

厚度在 2. 60 m ~ 3. 20 m。

④淤泥质土:流塑状态。 含水量高,高压缩性。

该层揭示厚度在 4. 00 m ~ 15. 90 m。

典型工程地质剖面图如图 2 所示。

图 2 典型工程地质剖面图

1. 3 水文地质概况

场地附近无明显地表水系。 场地地下水主要为潜

水,主要赋存于①填中砂层,该层水量较丰富。 水位埋

深约 0. 00 ~0. 80 m,水位标高约 4. 70 m - 5. 60 m。 场

地地下水年变化幅度一般在 2. 0 m 左右。 近 3 ~ 5 年

地下水最高水位约 5. 50 m(1985 国家高程系),历史

最高水位为 6. 00 m。 基坑支护主要设计参数如表 1

所示。

表 1 基坑支护主要设计参数

土层名称

天然重度 γ

(kN/ m

3

)

粘聚力(固快)c

(kPa)

内摩擦角(固快)φ

(°)

压缩模量 ES1 - 2

(MPa)

渗透系数

(cm/ s)

①填中砂 18. 0 3 18 20. 0∗ 3. 84 × 10

- 3

②淤泥质土 16. 12 11. 6 7. 4 2. 04 1. 83 × 10

- 6

③粘土 18. 22 37. 3 14. 4 5. 24 3. 61 × 10

- 6

④淤泥质土 16. 96 15. 2 10. 1 2. 64 1. 61 × 10

- 6

2 支护方案

根据工程特点,本基坑安全等级为一级,重要性系

数为 1. 1。 因场地狭小,所需的施工设备不宜太大。 基

坑影响范围内的淤泥质土层较厚,深度最厚达 13. 2 m,

且基坑形状不规则,综合考虑安全、经济原则,基坑总

体上采用“型钢 + 单轴水泥搅拌桩止水帷幕 + 砼支撑”

的方案,相较于 SMW 工法桩或灌注桩 + 内支撑的结构

体系造价有所降低,施工周期短,所需场地较小。 支撑

采用混凝土支撑,刚度大,抗拉能力强,可防止支撑受

拉破坏,且阳角的两个方向采用支撑对顶,局部增加拉

梁板进一步防止阳角变形破坏。

基坑东侧及北侧邻近既有建筑,最近距离约 2 m,多

为1 ~3 层民房,砖混结构、浅基础、变形敏感性高,且表

层为4. 5 m 厚的填中砂层,下卧深厚软土,软土底部为

风化岩,综合考虑安全、经济、工期要求等因素,该侧

采用型钢(HM488 × 300 型钢@ 1000) + 双排单轴水

泥搅拌桩止水帷幕(ϕ500@ 350) + 砼支撑 + 单轴水

泥搅拌桩坑内加固,型钢采用 18 m,型钢桩底部为风

化岩。 主要是为了防止基坑漏水引起周边建筑开裂

破坏,又可防止基坑“踢脚”破坏,控制基坑变形。

西侧和南侧距现状道路最近约 6 m,该侧采用型

钢(HM488 × 300 型钢@ 1000) + 单排单轴水泥搅拌

桩止水帷幕(ϕ500@ 350) + 砼支撑,根据计算结果,

可控制住道路的变形。

该基坑总体上不规则,属于异形基坑,尤其是东

北侧,由于基坑较为不规则,存在多处阳角,该侧又邻

近老旧民房,基坑开挖对周边的环境影响较大,风险

·86· 福 建 建 筑 2023 年

较高。 针对此种特殊情况,本次方案也采取了相应的

针对性措施:

(1)在阳角处设置两个方向的砼支撑,因阳角处

应力集中,基坑容易往“凸向基坑侧” 的两个方向发

生变形破坏,故设置了撑住阳角两个变形方向的砼支

撑,减少阳角往坑内的变形。

(2)在靠近民房的阳角处的基坑底采用水泥搅拌

桩进行坑内加固,有助于进一步减少阳角处的变形。

(3)由于基坑不规则,有些基坑围护边线为斜

边,又处于阳角位置,此时尽量设置支撑与该斜边垂

直,减小支撑与基坑斜边的夹角,有利于减小支撑沿

冠梁方向的水平剪力,使得支撑受力以压弯为主,阳

角处的传力更为直接。

(4)异形基坑某些情况可能无法在阳角变形的

两个方向设置支撑,此时可以在阳角的坑外处增设拉

梁或拉梁板,当阳角处发生变形时,该处的拉梁或拉

梁板会受压,限制住阳角的变形。 如图 5 所示,混凝

土支撑平面的东侧阳角位置,此处阳角仅一个方向有

设置支撑,另一个方向因支撑过长而未设置,而采用

在坑外处增设拉梁板,控制变形。

基坑的截排水措施主要采用单轴水泥搅拌桩止

水帷幕对基坑的主要含水层(填中砂层) 进行隔断,

表层填中砂层较厚处采用双排水泥搅拌桩保证止水

帷幕的可靠性,止水帷幕进入下卧不透水层,坑顶采

用集水明排等方式进行基坑截排水。

典型支护结构剖面图如图 3 ~ 图 4 所示,混凝土

支撑平面布置如图 5 所示。

图 3 东侧及北侧支护剖面

图 4 西侧和南侧支护剖面

图 5 混凝土支撑平面布置图

此外,以下变形控制措施也是基坑成败的关键。

首先,本基坑表层分布有约 4. 5 m 厚的填中砂层,

水量较大,单轴水泥搅拌桩止水帷幕能否实施成功是

成败的关键。 为了保证周边建筑的安全,靠近建筑物

侧采用双排单轴水泥搅拌桩止水帷幕,防止止水帷幕

失效而导致水土流失进而引起建筑开裂沉降等。 因

此施工过程应严格控制单轴水泥搅拌桩的施工质量,

保证止水帷幕的有效性。

2023 年 11 期 总第 305 期 黄礼明·某邻近既有建筑的异形软土基坑变形控制 ·87·

其次,打拔型钢时,目前福州主要采用振动锤等

设备进行振动沉桩,若不采取减隔振措施,对周边环

境会产生一定的影响。 因此,本项目是建议先施工水

泥搅拌桩,而后施打型钢,这样已完成的水泥搅拌桩

可以起到减隔振的作用,降低打拔型钢对周边建

(构)筑物的影响。

最后,本基坑因采用型钢做围护桩,型钢在基坑

施工回填后拔除回收,根据以往类似项目经验,型钢

拔除后的孔洞若未及时回填,往往会导致周边建筑产

生二次变形破坏[6]

,因此施工回填后型钢拔除过程需

跟踪注浆或回填砂,并回填密实,防止型钢拔除后留

有孔洞,而导致周边建筑产生二次变形。

3 监测成果

3. 1 监测目的

为保证基坑施工的顺利进行,了解施工对基坑及

周边建筑物的影响程度,及时发现安全隐患,对基坑

及周边环境进行监测,以此掌握支护结构、周边建

(构)筑物的变形、受力等情况,依此判断基坑及周边

环境的安全。 当变形超过预警要求或现场出现异常

情况时及时预警,为施工、设计提供有价值的指导性

意见,并采取相应措施达到降低风险的目的。

3. 2 监测内容

根据本基坑的特点及重点监控部位,主要进行了

以下监测项目:基坑坑顶水平位移监测、基坑坑顶沉

降监测、深层水平位移监测、地下水位监测点、基坑立

柱沉降监测、基坑周边围墙水平位移监测、基坑周边

建筑与道路沉降监测、裂缝监测等。 监测点平面布置

如图 6 所示。

图 6 监测点平面布置图

3. 3 监测结果分析

(1)基坑坑顶水平位移及沉降监测结果

基坑坑顶水平位移及沉降监测结果如图 7 ~ 图 8

所示。 从图 7 可以看出,随着基坑持续开挖,坑顶累

计水平位移逐步加大,开挖到坑底时,位移逐步趋于

稳定,累计变化量约为 - 10 mm ~ 29. 8 mm。 其中个

别点位的基坑坑顶水平位移刚开挖前几天为负值,而

后变为正值,主要是由于基坑土方的不平衡开挖导致

的。 刚开挖时,土方不对称开挖,导致局部基坑往坑外

变形,随着土方逐步开挖完成,基坑变形逐步转换为向

坑内变形;从图 8 可以看出,随着基坑持续开挖,坑顶

发生不同程度的沉降,累计变化量约为 - 9. 37 mm ~

5. 59 mm,局部点的基坑坑顶竖向位移出现上浮,同样

也是由于基坑土方的不平衡开挖,导致局部基坑往坑

外变形,进而推动坑顶土体拱起上浮。 坑顶水平位移

及沉降总体符合基坑变形规律,开挖到坑底时,沉降

亦逐步趋于稳定,总体上均处于安全可控范围内。

图 7 基坑坑顶水平位移监测结果

注:正值表示向基坑内偏移,负值表示向基坑外偏移。

图 8 基坑坑顶沉降监测结果

注:正值表示上浮,负值表示下沉

(2)基坑深层位移监测结果

紧邻建筑侧的深层位移监测如图 9 所示,从图 9

可以看出,在坑底位置变形最大,达到 6. 06 mm,呈

“鼓肚子”形状,变形符合一般的基坑变形规律,处于

·88· 福 建 建 筑 2023 年

预警范围内。 也说明了控制坑底的变形,对控制基坑

总体变形是至关重要的,本基坑方案在靠近民房处对

坑底进行了加固处理,有效地控制了周边建筑的变

形,保证了周边建筑的安全。

图 9 紧邻建筑侧的深层位移监测结果

(3)基坑周边建筑沉降监测结果

基坑周边建筑沉降监测结果如图 10 所示,从图

10 可以看出,基坑周边建筑沉降累计变化量约为

- 20. 1 mm ~ 1. 51 mm。 从图中也可以看出,基坑周

边建筑沉降监测数据大于基坑坑顶沉降,主要是由于

基坑采用内支撑,基坑开挖时,在基坑底附近变形最

大,呈“鼓肚子”型,基坑坑顶沉降变形相应呈“抛物

线”型,即由于内支撑的作用离基坑边越近的变形会

小于离基坑边远的变形。 随着基坑的开挖,变形会逐

步加大,直至开挖至坑底。 但根据监测结果,监测值

基本处于预警范围内,也说明了在“型钢 + 单轴水泥

搅拌桩止水帷幕 + 砼支撑”的支护体系下,对靠近建

筑的阳角等处进行加强处理所采取的措施是有效可

靠的。

图 10 基坑周边建筑沉降监测结果

根据监测数据结果显示,基坑坑顶水平位移、基

坑坑顶沉降、深层水平位移等均未超过预警值;基坑

周边建筑的累计变化量亦均未超过预警值。 说明型

钢 + 单轴水泥搅拌桩止水帷幕 + 砼支撑的支护型式

在邻近建筑的异形软土深基坑是适宜可行的,既可以

保证基坑的安全稳定,又可有效地控制周边建筑物的

变形。

4 结论

(1)监测数据成果表明,“型钢 + 单轴水泥搅拌

桩止水帷幕 + 砼支撑”的支护方案在邻近建筑的异形

软土基坑中是可行的,可有效地控制周边建筑物的

变形。

(2)在异形软土基坑中采用“型钢 + 单轴水泥搅

拌桩止水帷幕 + 砼支撑”的支护体系时,阳角处的变

形控制是关键,设置坑内阳角两个方向的支撑、或设

置坑外阳角处的拉梁或拉梁板可有效减小阳角处的

变形。

(3)保证单轴水泥搅拌桩止水帷幕的有效性是

型钢水泥搅拌桩异形软土基坑成功实施的关键,应严

格控制单轴水泥搅拌桩的施工质量,防止型钢桩间水

土流失;邻近建筑物的型钢振动沉桩时可在外侧采用

水泥搅拌桩等减隔振措施降低对周边环境的影响;型

钢拔除时应对孔洞进行跟踪注浆或回填密实,防止二

次变形的发生。

参 考 文 献

[1] 陈翀,ChenChong. 软土地区某基坑失稳事故分析[ J]. 地

下空间与工程学报,2010(S1):1456 - 1460.

[2] 郑刚,衣凡,黄天明,等. 超挖引起双排桩支护基坑倾覆

型连续破坏机理研究[ J] . 岩土工程学报,2021 (8):

1373 - 1381.

[3] 周海祚,郑刚,何晓佩,等. 基坑倾斜桩支护稳定特性及

分析方法研究[J]. 岩土工程学报,2022(2):44.

[4] 赵凯,包含. SMW 工法与灌注桩联合高压旋喷支护法造

价分析[J]. 四川水泥,2017(03):201,138.

[5] 付军. SMW 工法桩经济分析[ J]. 山西建筑,2018,44

(13):228 - 229.

[6] 唐欣伟,刘玉岚. SMW 工法桩型钢完整拔除回收的项目

案例分析———以广州市花都区某项目为例[ J]. 工程技

术研究,2021(21):6.

2023 年 11 期 总第 305 期 陈旭丹·某(含)深厚强透水砂层软土地基深基坑支护及地下水控制方法研究与实践 ·89·

某(含)深厚强透水砂层软土地基深基坑支护

及地下水控制方法研究与实践

陈旭丹

(福州市建设发展集团有限公司 福建福州 350000)

摘 要:基于福州某商业建筑深基坑工程,针对其地层存在上下软土中夹巨厚强透水砂层及高承压水位的地质条件,

提出相应的深基坑支护方案及地下水控制方法,并采用数值模拟结合实测数据分析的方式进行验证。 结果表明,采用

灌注桩 + 2 道混凝土内支撑的支护方式,结合三轴水泥搅拌桩 + 双重管高压旋喷桩 + 减压降水的地下水控制措施,可

在保证基坑工程安全实施的同时,有效减小基坑开挖对周边环境造成的影响。 此实践结果可为闽江冲洪积地层的深

基坑工程设计与施工提供参考。

关键词: 冲洪积;深基坑支护;地下水控制;止水帷幕;数值模拟

中图分类号:TU4 文献标识码:A 文章编号:1004 - 6135(2023)11 - 0089 - 06

Research and Practice of Deep Foundation Pit Support Engineering and Groundwater Control

Method for a Deep and Strong Permeable Sand Layer Soft Soil Foundation(Including)

CHEN Xudan

(Fuzhou Construction and Development CO,. LTD,Fuzhou 350000)

Abstract:Based on the deep foundation pit project of a commercial building in Fuzhou,a corresponding deep foundation pit support scheme

and groundwater control method were proposed to address the geological conditions of the presence of a thick and highly permeable sand layer between the upper and lower soft soil layers and a high pressure water level. The verification was conducted using numerical simulation

combined with measured data analysis. The results indicate that the use of cast - in - place piles + 2 concrete internal supports,combined

with triaxial cement mixing piles + double pipe high - pressure rotary jet grouting piles + groundwater control measures for pressure reduction and precipitation,can effectively reduce the impact of excavation on the surrounding environment while ensuring the safe implementation of foundation pit engineering. It can provide reference for the design and construction of deep foundation pit engineering in the alluvial

and alluvial strata of the Minjiang River.

Keywords:Alluvial and proluvial deposits; Deep foundation pit support; Groundwater control; Water stop curtain; numerical simulation

作者简介:陈旭丹(1966. 10— ),男,高级工程师。

E-mail:1395173379@ qq. com

收稿日期:2023 - 04 - 15

0 引言

在深基坑支护设计过程中,深厚软土区域的变形

控制以及富水砂层条件下的地下水控制,一直是设计

中的重难点。 支护方案及地下水控制方案的不合理,

极易造成支护结构变形过大、涌水涌砂、影响周边环

境(道路、建筑变形,甚至开裂等),严重时,将对人民

生命财产安全造成巨大威胁。

近年来,诸多软土及富水砂层地区均发生过基坑

变形过大,或涌水涌砂而导致坍塌的事故[1 - 3]

。 因

此,如何在深厚软土以及富水砂层地质条件下,制定

合理的支护方案及地下水控制方法,是当前深基坑支

护设计亟需解决的问题。

虽然诸多学者已针对深厚软土以及富水砂层区

域的深基坑支护进行了一定的研究,但不同的地区,

其地质条件仍存在着差异,相关工程实践还较为

缺乏。

福州典型闽江冲洪积地层中,同时存在着深厚软

土及富水砂层。 本文基于某商业建筑深基坑工程,针

对其地层中存在上下软土中间夹巨厚强透水砂层及

高承压水位的地质条件,提出相应的基坑支护方案,

以及地下水控制措施。 通过建立数值模型,并结合实

测数据进行验证,可为闽江冲洪积地层中类似深基坑

工程设计与施工提供参考。

1 工程概况

1. 1 基坑周边环境

福州拟建某商业建筑包含地上一层,地下三层,

总建筑面积为 59 859. 38 m

2

,建筑室外地面到地下室

底板底的高度约15. 1 m,结构形式为现浇钢筋砼框架

剪力墙结构。