·40· 福 建 建 筑 2022 年

图 4 新建钢结构与旧刚架现场内景

开布置,改造后的柱网平面图如图 5 所示。 从图中可

以看出,新柱网错开了旧柱网,使得新基础避开了旧

结构的基础。

图 5 改造后柱网平面图

根据岩土工程勘察报告,新建筑范围内残积粘性

土埋置较深,旧基础是采用砂石换填至基底标高

- 2. 00 m。 新基础靠近原厂房基础,没条件采用桩基

础,采用天然基础须落在残积粘性土等老土层上,开

挖深度会超过原基础,影响房屋安全,采用地基处理

方案是较好的选择。 新基础在持力层埋深较深的位

置,采用高压旋喷桩复合地基加固。 此方案不利的因

素,是高压喷射流对旧基础会产生挤压变形。

地基处理采用直径 500 mm 的双管旋喷桩,单桩

竖向承载力特征值 150 kN,复合地基承载力 200 kPa,

新基础地基处理平面详图如图 6 所示。 高压旋喷桩

紧靠旧基础,借鉴类似工程案例[2]

,对施工方提出以

下措施,以减小高压喷射流对旧基础产生挤压变形。

①采用各基础跳打,先施工靠近旧基础的第一排桩再

由里向外施工。 ②控制跳打时,一个基础内最大打桩

根数不超过 5 根。 ③确定旋喷桩工艺要求,注浆压力

20 MPa,提升速度 15 cm / min,水灰比 0. 8 ~ 1. 2;水泥

浆加入早强剂。 建筑建成后沉降满足要求。

图 6 新旧基础交接处地基处理平面图

4 结构分析

结构体系分为新建和改造两部分,新建结构屋面

采用高出旧屋面 6. 6 m,跨度为 34. 2 m 的平面钢桁

架,传力及支撑自成体系,其结构设计较为常规,本文

主要讨论改造部分的设计。 改造工程的屋面恒载

0. 25 kN/ m

2

,活载 0. 3 kN/ m

2

,吊挂荷载 0. 25 kN/ m

2

,

基本风压为 0. 8 kN/ m

2

,地面粗糙度为 B 类。 钢材采

用 Q345。 根据以上计算条件,采用建研院 PKPM -

STS 结构计算程序进行计算。 取单榀刚架按平面结

构进行计算,计算简图如图 7 所示。 改造后中间跨无

风荷载作用。

图 7 改造后计算简图及构件编号

分析计算依据的门式刚架规范,对计算结果影响

较大,旧建筑采用《门式刚架轻型房屋钢结构技术规

程》(CECS102:98)进行设计。 门刚规范从旧到新一

共经历 《 门 式 刚 架 轻 型 房 屋 钢 结 构 技 术 规 程》

(CECS102: 98 ), ( CECS102: 2002 ), 以 及 现 行 的

(GB51022 - 2015) 三本规范。 为了了解新旧规范对

计算结果的影响,分别以这三个规范对改造后的结构

进行计算,最不利工况 1 为 1. 0 恒 + 0. 98 活 + 1. 4

风,应力值见表 1,变形值如表 2 所示。

2022 年 08 期 总第 290 期 许力弘·既有建筑的利旧改造结构设计探析 ·41·

表 1 构件最大应力 MPa

名称 编号

CECS102:98 CECS102:2002 GB51022 - 2015

强度

面内

稳定

面外

稳定

强度

面内

稳定

面外

稳定

强度

面内

稳定

面外

稳定

刚架梁 1 375 348 336 384 356 345 332 311 281

刚架梁 2 415 406 491 421 412 497 384 372 451

刚架梁 3 177 128 70 177 131 73 165 119 79

刚架梁 4 198 125 186 168 110 159 183 119 174

刚架梁 5 245 256 278 262 271 293 229 235 253

刚架柱 6 295 225 189 298 226 189 277 226 189

刚架柱 7 21 27 104 21 31 104 21 27 104

表 2 刚架最大位移 mm

名称 CECS102:98 CECS102:2002 GB51022 - 2015

风载下边柱柱顶位移 61(1 / 174) 64(1 / 165) 52(1 / 205)

风载下中柱柱顶位移 59(1 / 198) 63(1 / 188) 50(1 / 233)

恒 + 活载边跨梁挠度 137(1 / 219) 135(1 / 222) 137(1 / 219)

恒 + 活载中跨梁挠度 0 0 0

从表 1 以及表 2 看出,用现行规范验算,所有构件

满足规范刚度的要求,但构件 1、构件 2 不满足强度、面

内稳定及面外稳定的要求;梁最大应力 384 MPa >

305 MPa,出现在边跨 2 段梁上,边跨梁应力出现超限,

原因在于中跨改造为新建摄影棚,无荷载作用在旧刚

架中跨上,致使两侧边跨的边支座及跨中弯矩增大。

相当一部分门式刚架在设计中采用满应力设计,

充分挖掘了材料的强度,使得结构的安全储备较低[3]

。

在结构的荷载发生变化时,其工作应力容易超过钢材

强度,刚度不能满足要求。 通过对三本规范验算结果

的比较,现行门刚规范验算的构件工作应力最小,变形

最小。 因此,可以看出门式刚架的荷载不变时,采用现

行门刚规范对结构验算,其结构构件的工作应力及刚

度能够满足要求;当门式刚架的荷载改变时,其工作应

力容易超过钢材强度,刚度不能满足要求。

5 支撑的布置

改造后,屋面水平支撑的设置,关系到整体结构

的稳定。 为此在旧屋面水平支撑基础上对水平支撑

进行改造。

改造后的屋面与旧屋面不同处有两点:①中跨屋

面拆除了屋面板,中跨无风荷载作用;②建筑中部 9

轴至 12 轴留有两个开敞通道,风荷载较大。 针对第

①点,在中跨屋面只保留原有设置了隅撑的檩条,保

留水平撑杆和交叉撑。 边跨旧屋面隅撑间距原在檩

条上间隔设置,现改造为每根檩条都设置,减小了钢

梁的侧向支撑间距。 对于第②点,在 9 轴至 12 轴的

半开敞段及各外延伸 1 个柱距,增设水平支撑,对于

原有承载力不足的撑杆和交叉撑进行替换,改造后的

半开敞段的屋面水平支撑,如图 8 所示。

图 8 改造后半开敞段的屋面水平支撑图

6 原门式刚架的加固

6. 1 加固方案

对于旧门式刚架的加固,针对刚架梁应力比超限

情况,采用加大截面法,加厚钢梁上下翼缘板的做法,

解决抗弯承载力、平面内稳定不足的问题,如图 9(a)

所示。 对于钢梁平面外稳定不足的问题,在平面外稳

定不足的梁段,通过加密隅撑间距解决。

(a)梁加厚翼缘加固 (b)H 型钢柱加固为箱型

1—加固钢板;2—被加固的 H 型钢梁;3—被加固的 H 型钢柱

图 9 加大截面法加固

对于辅助用房的加固,钢柱钢梁采用加大截面

法。 由于荷载增加较多,构件内力比原来大大增加,

钢柱由原 H 型钢改造为箱型钢,增大柱弱轴的截面

惯性矩,有利于钢梁与钢柱的弱轴的刚接时的受力性

能,如图 9(b)所示。 承载力不足的钢梁,采用下翼缘

加焊 T 型钢加固,如图 10(b)所示。

·42· 福 建 建 筑 2022 年

1—增加截面;2—原截面;3—增加的焊缝

图 10 加大截面加固示意图

6. 2 加固计算

根据《钢结构加固技术规范》 (CECS 77:96),在

负载下补强加固要求构件的强度和稳定验算的应力

比,要小于 0. 55。 本工程验算后的应力比大于 0. 55,

只允许进行卸载加固。

钢结构加固补强计算公式如式 (1)

[4]

:

S

W

≤kfφ (1)

式中,S———考虑荷载分项系数后的荷载效应;

W———加固后构件的截面几何特性;φ———加固后按

整个截面计算的稳定系数,当按强度计算时 φ = 1;

f———钢材的强度设计值;k———加固折减系数,按负

载加固状态及受力状态取值。

除以上增加的截面与原截面整体受力的强度和

稳定性验算外, 还要验算增加截面与原截面的连接

焊缝。 常见受弯构件加大截面侧焊缝如图 10 所示。

参见《钢结构设计标准》

[5] 焊接工字钢翼缘与腹板的

连接焊缝的计算,焊缝厚度按抗剪等强如下计算[5]

:

1

2he

×

VSx

Ix

≤kf

w

f (2)

he≥

VSx

2kf

w

f

Ix

(3)

式中,V———截面剪力;Sx———增加截面对中和轴

的面积矩;k———加固折减系数;Ix———加固后对中和

轴的截面惯性矩;f

w

f ———焊缝强度设计值;he———焊缝

计算厚度。

从式(3)看出,当 k 较小,Sx 较大时,要求的焊缝厚

度增大。 应注意增加截面后,构件截面的几何特性会发

生改变,原焊接型钢的连接焊缝需要重新按式(3)验算。

7 节点设计

(1)钢梁翼缘加固节点

在原有 H 型钢梁的上下翼缘板上,焊接加固钢板。

为避免因侧向焊缝横向收缩引起钢板向外拱曲,对宽度

大于200 mm 的贴焊钢板,将钢板中部开孔塞焊,加固钢

板端部加正面角焊缝,如图 11 所示;在加固的梁翼缘与

钢柱的连接处,加固钢板端部应加正面焊缝与柱端板焊

接,加焊的钢板端部需设加劲板如图12 所示。

图 11 钢梁翼缘加厚剖面

图 12 加固的钢梁与钢柱连接

(2)新增 ALC 隔墙立柱与刚架梁的连接节点

ALC 内隔墙立柱与刚架梁连接处,遇到钢梁的高

强螺栓端板拼接节点时,由于拼接端板凸出,为避免

焊接使螺栓松动,既不能与其焊接又不能割除,柱顶

部连接需避开端板,如图 13 所示。

图 13 新增立柱与刚架梁连接

2022 年 08 期 总第 290 期 许力弘·既有建筑的利旧改造结构设计探析 ·43·

(3)钢梁下翼缘加焊 T 型钢节点

梁下翼缘加焊 T 型钢,截面面积及惯性矩增大较

多,有效降低梁的应力比。 梁与柱刚接连接处采取加

强措施有效传递梁端弯矩,即加固后的梁上下翼缘要

加焊梯形贴板,其中焊接上翼缘梯形贴板需割开钢承

板混凝土面层进行施工,如图 14 所示。

(4)加固钢柱的柱脚节点

此柱脚设计的难点在于柱脚抗剪不足时如何加

固,因原柱脚抗剪键是埋在柱底板中间位置难于进行

加固,新增的抗剪键置于柱底板两侧露出顶住底板,同

时验算作为抗剪键型钢的抵抗剪力的受力,如图 15

所示。

图 14 钢梁下翼缘加焊 T 型钢

图 15 加固的钢柱脚抗剪键

8 结论

(1)在旧建筑内部新加的结构应优先考虑结构

脱开,可以减少加固量,本工程钢架加固共耗费钢材

54. 8 t,按单位面积计算约为 4. 5 kg / m

2

。

(2)门式刚架使用荷载不变时,采用现行门刚规

范对旧结构验算,其结构构件的工作应力及刚度能够

满足要求。 当使用荷载发生改变,工作应力容易超过

钢材强度,刚度不能满足要求。

(3)采用加大截面法加固钢构件时,除验算整体

受力外,不要漏掉新增截面的连接焊缝的计算;对于

原焊接型钢构件,由于截面几何特性发生改变,还要

验算原焊接构件的连接焊缝。

(4)加固件与原构件的连接节点优先考虑不需

要钻孔的焊接方式,要注意采取消除焊接残余变形的

构造措施;与高强螺栓节点板焊接要考虑焊接的热影

响,焊缝离螺栓不要过近。

参 考 文 献

[1] 万馨,赵根田,雷军. 某炼钢厂房结构体系的改造与加固

[J]. 工业建筑,2009,39(8):13 - 15.

[2] 谢炳. 高压旋喷桩临近构筑物施工方法研究[J]. 价值工

程,2016,35(13):150 - 151.

[3] 廖新军,王元清,石永久,等. 荷载变化引起的门式刚架

轻钢结构厂房加固设计[ J]. 工业建筑,2005,35(2):93

- 95.

[4] 王元清,王喆,石永久,等. 门式刚架轻型房屋钢结构厂

房的加固设计[J]. 工业建筑,2001,38(1):60 - 62.

[5] GB50017 - 2017 钢结构设计标准[S]. 北京:中国建筑工

业出版社,2017.

2022 年第 08 期

总第 290 期

福 建 建 筑

Fujian Architecture & Construction

No 08·2022

Vol·290

半敞开的非全埋地下室结构设计探析

潘种鹏

(海南方圆建设工程检测有限公司 海南海口 571199)

摘 要:半敞开的非全埋地下室结构与常规全埋式地下室结构设计不同。 由于场地四周竖向高差变化大,导致一边或

者两边地下室外墙临空,地下室四周场地对地下室嵌固约束明显不均衡。 半敞开的非全埋地下室结构是否存在大底

盘多塔楼结构、地下室各层楼板能否把不均衡的四周侧土压力传递给竖向构件、是否加强临高覆土的外墙及相关范围

等问题。 结合某半敞开的非全埋地下室结构存在的有关问题,提出解决问题的相关设计技术措施。

关键词: 非全埋地下室;水平力传递;水平力抗滑移;嵌固端位置;建筑高度起算点

中图分类号:TU318 文献标识码:A 文章编号:1004 - 6135(2022)08 - 0044 - 04

Analysis on the structural designs of semi - open and non - whole - buried basement structure

PAN Zhongpeng

(Hainan Fangyuan Construction Engineering Testing Co. ,Ltd. ,Haikou 571199)

Abstract:Structural designs with semi - open and non - whole - buried basement structure is different from the whole - buried basement

structure. Because of the large difference of vertical height at all around the site,it cause the external walls of one or two sides of the basement wall in the air and the embedded constraints of the Site around the basement is obviously unbalanced. In this thesis,it will force on

whether there is a large chassis multi - tower structure in the semi - open and non - whole - buried basement structure with the imbalance

of the surrounding side soil pressure which makes the uneven horizontal force in the basement or not:whether each of the floors can effectively transfer the uneven horizontal force to the vertical component:whether it must reinforce the high earth covered exterior wall and the

relevant scope,etc. This paper combines those related questions and puts forward to relevant design technical measures to solve these problems.

Keywords:Non whole - buried basement; Horizontal force transmission; Horizontal force anti sliding;Embedded end Position; Building

height starting point

作者简介:潘种鹏( 1986. 10 - ),男,工程师,注册土木工程师( 岩

土),一级注册结构工程师。

E-mail:624541604@ qq. com

收稿日期:2022 - 01 - 21

0 引言

随着城市化进程的推进,城市建设用地越来越紧

张,软弱场地、河岸和边坡场地等不利地段建筑的情

况越来越普遍。 同时,对地下室停车、楼下生活配套

(店面、功能用房) 的需求愈来愈大,结合场地情况、

满足建筑各功能需求的半敞开的非全埋地下室应运

而生。 面对这种地下室类型,按传统全埋式地下室设

计方法设计,显然存在各种安全隐患。 本文针对这种

结构体系的一些问题,结合“保障性住房龙秋公寓”

项目,提出相应解决问题的技术措施,以满足安全适

用、技术先进、经济合理、方便使用的建设要求。

1 工程概况

本工程位于厦门市同安区五显镇。 上部塔楼:1#

~ 3#单身公寓为32 层,总高度为93. 1 m,结构型式采用

剪力墙结构; 4# ~7#住宅为 22 层,总高度为 65. 10 m,结

构型式采用剪力墙结构;其余商业部分为多层配套

(高度为 10 m 以下),结构型式采用框架结构。 地下

室:地下 2 层,其中地下 1 层在东南侧没有覆土。 地

震和风压:本工程抗震设防烈度为 7 度,设计基本地

震加速度值为 0. 10 g,设计地震分组:第三组。 基本

风压:0. 8 kN/ m

2

,地面粗糙度类别为 B 类。 基础型

式:3#、4#、5#为 PHC 桩,1#、2#、6#、7#为旋挖灌注桩;纯

地下室部分为 PHC 桩 + 部分旋挖灌注桩 + 局部筏板。

基地西北侧较高、东南较低,最大室外高差约 12 m。 其

他项目信息如图 1 ~ 图 5 所示。

图 1 项目效果图

2022 年 08 期 总第 290 期 潘种鹏·半敞开的非全埋地下室结构设计探析 ·45·

图 2 建筑总平场地标高及方位示意图

图 3 地下室 2 层平面图

图 4 地下室 1 层平面图

图 5 地下室 1 层新增砼外墙、西侧加强墙示意图

2 半敞开的非全埋地下室结构设计分析

2. 1 半敞开的非全埋地下室结构是否存在大底盘多

塔楼结构

在地下室 1 层中,西侧、北侧有混凝土外墙、有侧

土压力,东侧无混凝土外墙,南侧局部段为无混凝土

外墙、无侧土压力;地下室为半敞开的非全埋地下室

结构。 地下室四周场地对地下室嵌固约束明显不均

衡、形成刚心偏置、造成建筑物扭转。 按《建筑抗震设

计规范》(GB50011 - 2010)

[2] 第 6. 1. 14 条的条文说

明,在山(坡) 地建筑中出现地下室各边填埋深度差

异较大时,宜单独设置支挡结构。 方案一:当西侧、北

侧高挡土区域设计支挡结构时,为防止刚度偏置严

重,西侧、北侧地下室 1 层 ~ 地下室顶板段外墙改为

砖墙。 新的结构形式变为地下室 2 层为完整地下室,

地下室 1 层为大底盘、带上部 7 栋主楼及裙房,各栋

主楼的建筑平面布置难以满足《高层建筑混凝土结构

技术规程》(JGJ3 - 2010)

[1]

10. 6. 3 第 1 条,各塔楼的

层数、平面和刚度宜接近(1# ~ 3#楼为 32 层、高度为

93. 1 m;4# ~ 7#楼为 22 层、高度为 65. 1 m,明显相差

较大、难以满足);上部塔楼结构的综合质心与底盘结

构质心的距离,不宜大于底盘相应边长的 20% (各栋

主楼楼间距较大、难以满足质心偏置限制)。 方案二:

若地下室顶板采用结构分缝,在各分缝处设置双柱,

把地下室分成以 7 栋主楼为主的 7 个区域。 考虑到

地下室顶板普遍覆土厚度为 1500 mm ~ 1800 mm,地

下室顶板为小区室外活动生活区,分缝给建筑防水要

求、施工难度、实际使用等方面带来很大困难。 方案

三:经过权衡考虑,半敞开的非全埋地下室,采取地下

室四周设置钢筋混凝土外墙、形成闭合的钢筋混凝土

结构。 本工程地下室 2 层已有闭合的地下室外墙,地

下室 1 层西侧、北侧已有混凝土外墙,拟在东侧、南侧

无地下室外墙段增设钢筋混凝土墙。 南侧区域由于

沿街均为店面及出入口,采用把店面后侧与地下室车

库间的隔墙改为钢筋混凝土墙,尽量不影响建筑停

车,新增混凝土墙落到地下室 2 层;东侧设置通长混

凝土外墙(窗口及出入口处墙体可以开洞)形成闭合

的钢筋混凝土地下室。 该地下室外围及地下室顶板

形成封闭、完整的混凝土结构。 地下室侧向刚度很

大、地下 1 层层高只有 5 m 左右,仅承受 5 m 侧土推

力,在水平力作用下侧向变形接近于零。 经分析,采

用方案三可按常规全埋式地下室的设计方法设计。

地下室 1 层不属于主体结构的裙房、上部结构不属于

多塔结构。

2. 2 地下室各层楼板能否有效将不均衡的四周侧土

压力传递给竖向构件

在地下室结构顶板标高中,主楼部分与纯地下室

顶板间、纯地下室顶板,与沿街店面间存在的板面高差

很大。 根据西侧、北侧有 2 层地下室的侧土压力,东

侧、南侧仅有 1 层地下室的侧土压力。 四周的侧土压

力极 不 平 衡, 且 地 下 室 顶 板 为 大 板、 顶 板 板 厚 为

250 mm ~300 mm,在高差变化较大处,相邻板块间不

能有效传递水平力。 经分析、上部水平力在地下室范

围的传力路径为:一部分水平力通过地下室顶板传递

给地下室外墙、通过地下室外墙传递给周边的土体;另

一部分水平力通过主楼的墙、柱、支撑等竖向构件直接

·46· 福 建 建 筑 2022 年

往下传递、传递给基础。 因此,采取以下加强措施。 主

楼部分:靠近高侧土压力的 1#、2#、3#、6#、7#楼的主楼,

加强混凝土墙、柱等竖向构件的刚度、增设混凝土墙、

提高墙体的配筋率等措施。 纯地下室部分:提高纯地

下室区域竖向构件承担水平力的比例。 在沿街店面与

地下室停车库间设置钢筋混凝土墙;多跟建筑专业交

流、减少相邻板间的高低差。 在高低差难以调整的区

域,设置不影响使用功能的外加腋、内加腋。 在主楼与

纯地下室顶板间的高差处设置加腋,减轻各结构板面

高差带来水平力传递的滞后与应力集中现象。

2. 3 是否加强临高覆土的外墙及相关范围

半敞开的非全埋地下室结构,场地四周由于竖向

高差 变 化 大。 西 侧 地 下 室 顶 板 面 黄 海 高 程 约 为

38. 600,东侧地下室顶板面黄海高程约为 31. 750,地

下室底板面黄海高程约为 27. 850。 为克服东、西两侧

不平衡土压力的影响,西侧按 10. 750 m 高的实际侧

土压力输入 PKPM 模型中,确保外墙扶壁柱的配筋真

实有效。 在西侧外墙扶壁柱处设置 2. 5 m 的加强混

凝土墙(因为地下室 1 层、地下室 2 层处该区域均为

停车位,为不影响停车开门),加强墙主要抵抗水平力

的作用,提高其水平钢筋的配筋率,竖向钢筋可按常

规设计。 让西侧高覆土的外墙直接通过外墙及加强

墙,把侧土压力传递给基础,传力路径更直接,避免多

次传力路径的叠加。 同时,确保西侧高临土外墙在受

力、变形、稳定性等方面满足设计要求。

2. 4 基础底板水平力抗滑移验算

常规地下室由于四周覆土高差相差不大,不存在

高覆土水平差的情况,侧覆土压力通过外墙、外墙通

过地下室各层板及基础底板传到对面外墙,侧土压力

在全埋地下室内得到平衡。 但本工程为半敞开的非

全埋地下室,难以自身平衡。 西侧高覆土的外墙直接

通过外墙及加强墙,把侧土压力传递给基础。 考虑基

础在相关区域内抗水平推力要满足《建筑地基基础设

计规范》 (GB50007 - 2011)

[3]

6. 7 条,纯地下室部分

基础底板抗水平推力满足水平力 H < μG,G 为底板

重力。 北侧高覆土的外墙与 1#、2#、3#楼主楼外墙相

邻,北侧高覆土的侧土压力主要由这 3 栋主楼基础承

担水平力,故需验算 3 栋主楼基础承担水平承载力,

是否能满足规范要求。 主楼桩基水平承载力验算如

下:1#楼:Vx = 5523. 98 kN;Vy = 7508. 63 kN;水平地

震力:V = (V x

2

+ V y

2

)1 / 2 = 9321. 7 kN。 主楼采用直

径 1100 灌注桩,单桩水平承载力特征值为 300 kN;根据

地下室外墙计算书,地下室 1 层板位置土压力 = 31. 5

× 5. 6 / 2 × 38 = 3351. 6 kN,地震作用下的水平承载力

为 300 × 1. 25 = 375 kN;总桩数 88 根,水平承载力:88

×375 =33 000 kN > 9321. 7 + 3351. 66 = 12 673. 3 kN,

满足设计要求。 2#楼相同。 3#楼:Vx = 5470. 30 kN;

Vy = 7325. 6 kN;水平地震力:V = ( Vx

2

+ Vy

2

)

1 / 2

=

9142. 7 kN。 主楼采用 PHC 桩,单桩水平承载力特征

值为 50 kN;根据地下室外墙计算书,地下室 1 层板位

置土压力 = 31. 5 × 5. 6 / 2 × 38 = 3351. 6 kN,地震作用

下的水平承载力为 50 × 1. 25 = 62. 5 kN;主楼总桩数

237 根, 水平承载力为:62. 5 × 237 = 14 812 kN >

9142. 7 + 3351. 6 = 12494. 3 kN,满足设计要求。 经分

析,本工程在水平抗滑移验算中满足设计要求。

2. 5 嵌固端位置的选取

本工程为半敞开的非全埋地下室,场地四周覆土

由于竖向高差变化大,导致东面与南面的地下室外墙

存在局部临空面,故地下室顶板已不能作为嵌固端。

地下室 2 层是完整的全埋地下室,满足四面完全覆土

的条 件。 按 《 建 筑 抗 震 设 计 规 范》 ( GB50011 -

2010)

[2]

6. 1. 14 条的要求:结构地上 1 层的侧向刚度

不宜大于相关范围地下室 1 层、地下室 2 层侧向刚度

的 0. 5 倍,地下室顶板采用梁板结构,避免开设大洞

口、可靠传力,地下室 2 层侧壁有良好的侧限约束。

所以,地下室 1 层顶板板厚取 200 mm,采用梁板结

构,通长配置双层双向钢筋 10@ 150,满足《建筑抗震

设计规范》(GB50011 - 2010)

[2]

6. 1. 14 和《高层建筑

混凝土结构技术规程》 ( JGJ3 - 2010)

[1]

3. 6. 3 条要

求,可取地下室 1 层结构顶板为嵌固端。 地下室顶板

虽然不能作为嵌固端,但考虑地下室四面已形成封闭

剪力墙,地下室 1 层的侧向刚度大,上部结构与地下

室 1 层的竖向刚度相差较大;地下室顶板实际存在嵌

固作用。 所以,对地下室顶板采取接近嵌固端层要求

的构造措施。 此外,上部各栋主楼的结构构件承载

力,按嵌固端取地下室 1 层和地下室顶板两个计算模

型包络设计。

2. 6 建筑高度起算点的确定

根据《高层建筑混凝土结构技术规程》 ( JGJ3 -

2010)

[1]中 2. 1. 2 房屋高度要求:自室外地面至房屋主

要屋面高度。 由于 7 栋主楼均靠近地下室外墙,场地

四周竖向高差变化大,主楼部分建筑室外地面黄海高

程差别大,不可按常规地下室取地下室顶板的建筑室

外标高。 本工程各栋主楼,取单体建筑所在位置的室

外地面最低点的黄海高程。 3#、4#、5#楼地下室 1 层为

临空面,所以取地下室 2 层顶板处的室外标高为该栋

的室外标高。 由于这几栋楼的建筑高度增加了 5 m 左

右的高度,需按新确定的建筑高度来设计它的结构抗

震等级、抗震构造措施。 风荷载的计算高度也重新调

整,同时考虑上部主楼部分风荷载弯矩变大的影响。

2022 年 08 期 总第 290 期 潘种鹏·半敞开的非全埋地下室结构设计探析 ·47·

2. 7 风压高度变化系数的调整

场地四周竖向高差变化大,基地西北高东南低,

最大 高 差 约 12 m。 根 据 《 建 筑 结 构 荷 载 规 范》

(GB50009 - 2012)

[4]

8. 2. 2 条,对于山区的建筑物,风

压高度变化系数,除可按平坦地面的粗糙度类别,由

本规范表 8. 2. 1 确定外,还应考虑地形条件的修正。

修正系数 ηB,ηB = [1 + κtanα(1 - Z / 2. 5H)]2 κ。 对

山坡取 1. 4,山坡坡度 tanα = 12 / 200 = 0. 06,山坡高

H = 12 ,2. 5H = 30 m。 当 Z > 2. 5H 时,取 Z = 2. 5H,

ηB = 0,即无需修正。 故仅建筑高度 30 m 以下进行

修正,以上不修正。 分成两段计算:

Z = 0,ηB = [1 + κtanα(1 - Z / 2. 5H)] 2 = [1 +

1. 4 × 0. 06 × (1 - 0 / 2. 5H)]2 = 1. 175;

Z =16,ηB = [1 + 1. 4 × (0. 06 × (1 - 16 / 2. 5 / 12)]

2 =1. 080;计算点位于上部第 5 层,住宅与公寓相同。

计算高度 Z =30 ,η B = [1 + 1. 4 × 0. 06 × (1 - 30 / 2. 5 /

12)]2 =0;住宅与公寓超过 30 m 高度均取 η B =0。 实

际计算承载力时,对体型系数为 1. 4,进行分段并放大:

Z 在 0 ~ 16 m,1. 4 × 1. 175 = 1. 645,实取 1. 65。 Z 在

16 m ~30 m,1. 4 × 1. 080 = 1. 512,实取 1. 52。 Z 在 30 m

~100 m,取1. 4,按分段体型系数输入模型计算。

2. 8 结构地震影响系数的放大系数

半敞开的非全埋地下室为坡地建筑,根据《建筑抗

震设计规范》(GB50011 - 2010)

[2]

4. 1. 8 条,当在非岩石、

河岸、边坡边缘等不利地段,建造丙类及丙类以上建筑

时,除保证其在地震作用下的稳定性外,尚应估计不利地

段对设计地震动参数可能产生的放大作用,其水平地震

影响系数最大值应乘以增大系数。 根据 4. 1. 8 条文说

明,地震影响系数的放大系数 λ =1 + ζó,本工程建议 ó =

0. 2,ζ =1. 0,λ =1 +0. 2 ×1 =1. 2,3# ~5#主楼水平地震影

响系数最大值按考虑放大系数影响取值。

2. 9 挡墙与栏杆设计的注意事项

常规地下室顶板处的挡墙主要用于洞口、地下室边

缘,挡墙高度为两边覆土厚度高差;栏杆做法为建筑室外

栏杆图集做法。 而半敞开的非全埋地下室结构,场地四

周由于竖向高差变化大,出现多处临空面,地下室顶板为

小区的景观绿化等生活空间;故建筑专业须在临空面处

设置防护栏杆,增加了顶板覆土的外侧支挡要求。 例如:

防护栏杆由于地下室顶板覆土 1. 7 m,栏杆高度 1. 3 m,

总高度为3. 0 m,超出常规栏杆高度为1. 3 m 的做法。 为

优化结构受力模式,考虑挡墙下部有扶壁柱构件,把临空

墙区域的扶壁柱延伸至栏杆顶部。 在栏杆顶部内设置暗

梁,形成框架体系,避免采用纯悬臂3. 0 m 的结构受力模

式,使受力更合理、经济。

2. 10 其他问题

基础埋置深度,一般指基础基底到建筑室外地面

的距离。 本工程特别是 3#楼、实际只有一层埋深(非 2

层地下室埋深),较难满足《建筑地基基础设计规范》

(GB50007 -2011)

[3]

5. 1. 4 条的桩筏基础的埋置深度

不宜小于建筑物高度的 1 / 18 的要求。 当基础埋置深

度不满足时,应补充对高层建筑在小、中、大震工况的

地震作用和水平风荷载作用的整体倾覆分析、基础底

面的零应力区控制、基础的抗滑移、桩的竖向、水平承

载力分析。

半敞开的非全埋地下室结构,场地四周由于竖向

高差变化大,可利用场地的天然排水系统。 在进行抗

浮设计水位取值时,不能取统一的抗浮水头。 可结合

建筑总平面黄海高程,按 2 ~ 3 个柱距为一个区域,把

地下室分为若干个区域,结合地下水渗流原理、达西定

律等来确定各区域的抗浮水头,该分块抗浮水头争取

在地质勘察报告中明确体现,使本工程的抗浮设计有

依据、贴近实际情况,节约材料和造价,更经济可行。

3 结语

经过以上分析,归纳为以下 3 点结论。

(1)半敞开的非全埋地下室结构,通过增设地下

室外墙,与地下室顶板形成封闭、完整的混凝土结构,

可按常规地下室设计,不用考虑多塔结构。

(2)地下室各层楼板,增强主楼内的竖向构件

件、在板块高差处设置加腋;在临高覆土外墙采取加

强混凝土墙、验算相应基础底板的抗滑移;验算相关

纯地下室、主楼部位基础的抗水平力;水平力验算满

足设计要求。

(3)嵌固端位置的选取、建筑高度起算点的重新

确定、风压高度变化系数的调整、结构地震影响系数

的放大系数、挡墙及栏杆的设计、基础埋置深度、分为

若干个区域设计抗浮水头等情况的考虑,使本工程在

满足国家相关规范要求的情况下,更安全适用、技术

合理、经济合理、方便施工。

参 考 文 献

[1] JGJ3 - 2010 高层建筑混凝土结构技术规程[ S]. 北京:

中国建筑工业出版社,2010.

[2] GB50011 - 2010 建筑抗震设计规范[S]. 北京:中国建筑

工业出版社,2016.

[3] GB50007 - 2011 建筑地基基础设计规范[S]. 北京:中国

建筑工业出版社,2011.

[4] GB50009 - 2012 建筑结构荷载规范[S]. 北京:中国建筑

工业出版社,2012.

2022 年第 08 期

总第 290 期

福 建 建 筑

Fujian Architecture & Construction

No 08·2022

Vol·290

钢框架结构在角柱失效后的抗连续倒塌机制探究

林 恩

(福建省榕圣市政工程股份有限公司 福建福州 350011)

摘 要:钢框架结构角柱失效后,变形主要集中在失效跨,相邻跨可以被当作失效跨的边界条件。 分别对结构角柱失

效以及对边跨子结构进行有限元模拟,提出理论计算公式,探究梁与楼板失效的连续性倒塌条件下的力学性能。 研究

结果表明,角柱失效后的剩余结构缺乏足够的轴向约束,只能依靠梁机制抵抗不平衡荷载。 横梁只在小变形时,能提

高结构的承载力;在大变形时,横梁对纵梁产生横向作用力,影响纵梁发挥悬链线效应,降低结构承载能力。

关键词: 连续性倒塌;钢框架结构;非线性分析;简化评估方法;梁机制

中图分类号:TU391 文献标识码:A 文章编号:1004 - 6135(2022)08 - 0048 - 04

Analysis on Mechanism of Anti Progressive Collapse of Steel Frame Structure after Corner Column Failure

LIN En

(Fujian Rongsheng Municipal Engineering CO. ,LTD. Fuzhou 350011)

Abstract:The deformation is mainly concentrated in the failure span and the adjacent span can be regarded as the boundary condition of the

failure span after the invalidation of the corner column of the steel frame structure. In this paper, numerical simulations are carried out on

the failure of structural corner columns and the substructure of side spans, moreover, theoretical calculation formulas are proposed to explore the mechanical properties of beams and floor slabs under progressive collapse conditions. The results reveal that the remaining structure lacks sufficient axial restraint after the failure of corner column and the remaining structure can only rely on beam mechanism to resist

unbalanced loads. The beam can only improve the bearing capacity of the structure during small deformation. When the structure is confronted with large deformation, the beam produces a lateral force on the longitudinal beam, which affects the catenary effect of the longitudinal beam and reduces the bearing capacity of the structure. The floor slab is conducive to enhancing the integrity of the structure after the

invalidation of the center or corner column, and improve the resistance of the structure to progressive collapse.

Keywords:Progressive collapse; Steel frame structure; Nonlinear analysis; Simplified assessment method; Flexural mechanism

作者简介:林恩(1975 - ),男,高级工程师。

E-mail:77863911@ qq. com

收稿日期:2022 - 01 - 25

0 引言

连续倒塌,指建筑结构在正常使用年限内,因偶

然灾害或人为作用,如爆炸、火灾、撞击等效应,造成

初始局部破坏,从而导致失效部分周围的构件发生破

坏,其结构原有的内力平衡失效,进而发生更严重且

范围更大的坍塌事故。 从 20 世纪 60 年代开始,随着

世界上三次较为经典的建筑结构连续倒塌事故的发

生,研究人员越来越关注连续倒塌的失效形式。 美国

国防部(DOD, Department of Defense) 2010 年发布了

连续倒塌设计规范[1]

。 我国的第一部建筑结构抗倒

塌专用设计规范《建筑结构抗倒塌设计规范》 (CECS

392:2014),也于 2015 年正式投入使用[2]

。 钢框架结

构的连续性倒塌是一个非线性动力过程,可以基于备

用荷载路径法(Alternate Path Method),采用非线性动

力分析,直接得到结构的动力反应。 但对研究者和计

算硬件要求高,比较费时费力;也可以借助非线性静

力分析,先将失效柱去掉,然后将荷载以竖向位移的

方式,加载到失效柱节点的底部,直到节点失去抵抗

能力,得到连续倒塌的破坏模式和抗力。

钢框架结构进行抗连续倒塌分析时,由于经济与

技术条件的限制,较难以直接对整个多层结构进行试

验研究或理论分析。 然而,将框架结构简化为子结

构,可以较好地体验整体框架结构的力学性能,因此

从单层框架结构或者子结构开始研究。 Izzuddin 等[3]

把对多层框架的抗连续倒塌研究,按从易到难、从简

到繁的方式,分为不同的层次,从单层梁柱结构、单层

梁板柱结构、失效柱上方的框架结构到多层框架整体

结构。 李志彩[4]研究了柱失效位置及梁柱节点转动

刚度对钢框架结构抗连续倒塌性能的影响。 张号

浩[5]揭示了抗连续倒塌受力机理,分析了各部件在倒

塌过程中的抗力机制,确定了影响钢框架结构抗连续

2022 年 08 期 总第 290 期 林 恩·钢框架结构在角柱失效后的抗连续倒塌机制探究 ·49·

倒塌性能的影响幅度,及关键影响的参数。 张惊宙

等[6]在对边柱和角柱的关键部件移除过程中,进行试

验研究与有限元模拟分析,研究了不同失效位置和根

数对结构抗连续倒塌性能的影响,发现角柱和边缘边

柱同时失效时,对结构产生的不利影响最大。 故本文

对单层钢框架结构抗连续倒塌机制的研究,从中柱失

效和角柱失效两个方面进行入手。 高山研究表明[7]

,

中柱失效主要影响与失效柱相邻的两跨(失效跨),

这两跨通常被称为中柱失效的直接影响区,结构面对

连续倒塌事故时,变形主要集中在这个区域;距离失

效柱较远的相邻跨与更远的区域,受失效柱的影响较

小,结构的变形与受力与正常加载时差别不大,常把

其它区域称为间接影响区,不需要考虑此区域的变

形,并将其作为直接影响区的边界。

1 角柱失效后的边跨子结构模型

参考结构抗连续倒塌快速评估方法[8]

,角柱失效

后,变形主要集中在失效跨,相邻跨可以被当作失效

跨的边界条件。 由于失效跨梁在靠近角柱的梁端缺

乏足够的水平约束,子结构不可能像中柱失效一样发

展悬链线效应,整个受力过程都依靠弯曲效应起主导

作用的梁机制抵抗不平衡荷载[9]

。 失效跨梁被简化

为图 1 所示的边跨子结构模型,小变形时,子结构的

抗力需求 PB1与失效柱正上方的竖向位移 w 成线性关

系。 假设子结构的变形由刚塑性机制控制[10]

,梁端

的弯曲刚度为 K = 3EI / L

3

,子结构的抗力 PB1 - 位

移 w 关系可以表示为:

PB1 =

3EI

L

3 w (1)

失效跨的梁中轴力接近于 0,梁端弯矩 M 随竖向位

移 w 的增加而增加,直到弯矩达到塑性极限弯矩 Mp后,

失效跨形成塑性铰。 塑性铰形成后,失效跨梁中内力如

图2 所示,抗力需求 PB2由力矩的平衡条件得到:

PB2 = Mp

/ L (2)

图 1 边跨子结构模型

图 2 角柱失效后形成的塑性铰

角柱失效后子结构的抗力需求,可由图 3 所示的

P - w 曲线来表达。 基于能量平衡原理,曲线下所包

络的面积即为抗力所做的功。

图 3 角柱失效后子结构的抗力需求

2 边跨子结构模型的验证

为检验边跨子结构模型理论计算的合理性,采用

有限元软件 ABAQUS,建立角柱失效的两跨结构模型

(Model A∗)。 梁柱采用梁单元 B32,所用钢材均为

理想弹塑性,屈服强度 f

y = 235 MPa,弹性模量 E =

2. 06 × 10

5 MPa,柱截面采用 H 形截面 H341 × 315 ×

32 × 20 mm。 梁的跨度 L = 7m,截面采用 H500 × 200

×10 ×18 mm,对应的截面惯性矩 I = 2. 924 × 10

-4m

4

,截

面塑性抵抗矩 Wp = 2. 27 × 10

- 3 m

3

,梁的塑性极限弯

矩为 Mp = 533 450 kN·m。 在角柱失效位置处,通过

位移加载方式,完成 Pushdown 分析。 柱失效点处的

位移为 0. 8 m 时,单层框架结构的变形如图 4 所示,

变形主要集中在失效跨,表明简化模型只取失效跨的

子结构是合理的。

图 4 角柱失效后的变形图(Model A∗)

·50· 福 建 建 筑 2022 年

图 5 为采用本文方法计算的抗力 P - 位移 w 关

系,并与有限元模型(Model A∗)计算结果对比。 由

于本文分析方法假设失效跨的梁端固定,而实际结构

很难达到理想的转动约束刚度,所以在弹性上升阶段

理论计算值比有限元模拟值变化快,进入塑性阶段

后,两者吻合良好。

图 5 角柱失效后剩余结构的抗力对比

3 横梁和楼板对角柱失效的影响

角柱位于横梁和纵梁的交点,受两个方向受力和

变形的影响。 为考虑空间效应对角柱失效的影响,在

Model A∗的基础上建立两个模型;考虑横梁和楼板

的影响[11]

。 如图 6 所示,分别为:(1)有横梁的空间

框架模型(Model B∗);(2) 考虑横梁和楼板的空间

框架结构(Model C∗)。

Model B∗和 Model C∗均为纵向两跨横向一跨的

单层框架结构。 横梁的跨度为 7 m,截面采用 H 形截

面 H500 ×200 ×10 ×18 mm,纵梁的跨度为 7 m,截面采

用 H 形截面 H600 ×220 ×17 ×11 mm,组合楼板的厚度

为140 mm。梁和柱采用梁单元 B32 模拟,楼板的压型钢

板采用壳单元 S4R 模拟,混凝土采用实体单元 C3D8R

模拟,钢筋采用桁架单元 T3D2 模拟,失效角柱处位移

为 0. 8 m 时,单层框架结构的变形如图7 所示。 图7(a)

为 Model B∗的变形图,与失效柱相连的两根梁在大变

形时,发生明显的扭转,降低结构承载能力;图 7(b)为

Model C∗的变形图,楼板端部的弯矩也参与了抵抗不平

衡荷载,提高了剩余结构的抵抗连续倒塌能力。

(a)Model B∗ (b)Model C∗

图 6 角柱失效后的有限元模型

(a)Model B∗

(b)Model C∗

图 7 有限元模型的变形图

图 8 为各单层框架结构模型在角柱失效后的 P -

w 曲线。 观察 Model B∗的抗力变化发现,塑性铰形成

之前,结构为小变形,横梁和纵梁的扭转较小,剩余结

构的抗力是纵梁和横梁的抗力之和,约为 Model A∗抗

力的二倍;塑性铰形成后,横梁和纵梁的变形增大,两

个方向的梁都发生扭转,结构的承载力下降。 对比

Model C∗和 Model A∗的抗力变化发现,在楼板的作

用下,剩余结构的抗力。 从弹性阶段到弹塑性阶段,都

提高二倍以上;楼板直接参与抵抗不平衡荷载,且提高

结构的整体性,最终提高框架结构抗连续倒塌的能力。

图 8 横梁对角柱失效的影响

角柱失效后,剩余结构无法形成悬链线效应,由

梁机制抵抗不平衡荷载。 所以,结构抗力的发展规律

也可以由梁端弯矩的发展规律体现,如图 9 所示。 与

靠近固定端的弯矩值相比,靠近失效柱的梁端弯矩很

小,不足以抵抗外荷载,分析过程只需考虑靠近固定

端的弯矩值。 图 9( a)为 Model B∗的失效跨梁端弯

矩图,当 w≤150 mm 时,塑性铰还没有形成,靠近固

定端的梁端弯矩随 w 的增大而增大;w > 150 mm 塑性

2022 年 08 期 总第 290 期 林 恩·钢框架结构在角柱失效后的抗连续倒塌机制探究 ·51·

铰形成后,梁端弯矩开始下降。 可以认为横梁不能提

高角柱失效后的抗倒塌能力,反而会影响纵梁抵抗能

力的发挥。 图 9(b)为 Model C∗的失效跨梁端弯矩

图,与图 8 的抗力发展趋势一致,最终梁中弯矩值达

到塑性极限弯矩 Mp ,并且没有下降,再次证明楼板的

作用不仅在于提供抗弯能力,而且还能增强结构的整

体性,最终提高结构抵抗连续倒塌的能力。

(a) Model B∗

(b) Model C∗

图 9 失效跨的梁端弯矩图

4 结论

本文研究单层钢框架结构的抗连续倒塌机制,分

析角柱失效后剩余结构的受力特点,主要得到以下

结论:

(1)针对角柱失效后的边跨简化模型,得到了相

应的 P - w 计算公式,并从几何变形方面求解简化模

型表达式。

(2)角柱失效后的剩余结构缺乏足够的轴向约

束,无法像中柱失效后的双跨梁子结构一样发展到悬

链线机制,只能依靠梁机制抵抗不平衡荷载。 最后用

一个算例验证计算方法的正确性。

(3)横梁只在小变形时,能提高结构的承载力;

在大变形时,横梁对纵梁产生横向作用力,影响纵梁

发挥悬链线效应,降低结构承载能力

(4)楼板有利于增强中柱或角柱失效后结构的

完整性,最终提高结构抵抗连续倒塌的能力。

参 考 文 献

[1] Department of Defense (DoD). 2010. DoD2010. Design of

structures to resist progressive collapse(Change 1). Washington,D. C.

[2] CECS 392:2014 建筑结构抗倒塌设计规范[ S]. 北京:中

国计划出版社,2015.

[3] Izzuddin B A,Vlassis A G,Elghazouli A Y,Nethercot D. A.

Progressive collapse of multi - storey buildings due to sudden column loss - Part I:Simplified assessment framework

[J]. Engineering Structures,2008,30(5):1308 - 1318.

[4] 李志彩. 基于 VFIFE 的半刚性连接钢框架抗连续倒塌性

能研究[D]. 大连:大连理工大学,2019.

[5] 张号浩. 考虑组合楼板效应的钢框架结构连续倒塌分析

及评估方法研究[D]. 南京:东南大学,2018.

[6] 张惊宙,李国强,冯然,等. 考虑边柱失效位置和根数影

响的钢框架结构抗倒塌性能研究[ J]. 土木工程学报,

2021,54(08):67 - 74.

[7] 高山. 组合梁平面钢框架抗连续倒塌性能研究[D]. 哈

尔滨:哈尔滨工业大学,2014.

[8] 丁阳,李浩,师燕超,等. 基于子结构的钢框架结构抗连

续倒塌性能快速评估方法[ J]. 建筑结构学报,2014,35

(6):109 - 114

[9] Naji A, Irani F. Progressive Collapse Analysis of Steel

Frames: Simplified Procedure and Explicit Expression for

Dynamic Increase Factor[ J]. International Journal of Steel

Structures,2012,12(4):537 - 549.

[10] Izzuddin B A. A Simplified Model for Axially Restrained

Beams Subject to Extreme Loading[ J]. International Journal of Steel Structures,2005,5(5):421 - 429.

[11] Main J A. Composite Floor Systems under Column Loss:

Collapse Resistance and Tie Force Requirements[ J]. Journal of Structural Engineering,2014,140(8):A4014003.

2022 年第 08 期

总第 290 期

福 建 建 筑

Fujian Architecture & Construction

No 08·2022

Vol·290

不同跨度下平面桁架和立体桁架的受力性能

及选型研究

张培植

(厦门中建东北设计院有限公司 福建厦门 361000)

摘 要:采用 3D3S 设计软件,对不同跨度下单榀和整体的平面桁架和立体桁架进行分析,研究跨度对桁架稳定性能、

构件最大截面尺寸及内力、平面内竖向变形及整体桁架性能等影响规律。 结果表明:当在相同应力比和跨度下对比单

榀平面桁架和立体桁架时,立体桁架稳定性能更优,平面桁架最大截面尺寸及内力较大,但平面桁架的用钢量和平面

内竖向变形均较小;随着单榀桁架跨度的加大,上述性能差异表现得更加明显。 当多榀桁架控制平面外抗侧刚度基本

一致时,平面桁架平面外支撑用钢量较大,当跨度大于 60 m,需设置双向平面桁架;平面桁架总用钢量大于立体桁架,

随着跨度的增加,其差值逐渐减小,并趋于接近。

关键词: 平面桁架;立体桁架;跨度;受力性能;3D3S 设计软件

中图分类号:TU3 文献标识码:A 文章编号:1004 - 6135(2022)08 - 0052 - 04

Study on mechanical performance and type selection of plane truss and stereo truss

under different spans

ZHANG Peizhi

(China northeast architectural design institute Xiamen Co. ,Ltd. Xiamen 361000)

Abstract:The mechanical analysis software 3D3S is used to analyze the single and integral plane truss and stereo truss with different spans,

and the effects of span on the stability of truss,the maximum section size and internal force of components,in - plane vertical deformation

and the performance of overall truss are studied. The results show that when the material strength stress ratio of single plane truss and stereo

truss is similar and the span is certain,the stability of stereo truss is better ,the maximum section size and internal force of plane truss are

large,However,the steel consumption and in - plane vertical deformation of plane truss are small; With the increase of the span of a single

truss,The above performance differences are even more pronounced. When the out - of - plane lateral stiffness is basically the same,the

steel consumption for out of plane support of plane truss are large. When the span is greater than 60 m,two - way plane truss shall be set;

the total steel consumption of plane truss is greater than that of stereo truss. With the increase of span,the difference between the total steel

consumption of plane truss and stereo truss gradually decreases and tends to be close.

Keywords:Plane truss; Stereo truss; Span; Mechanical performance; 3D3S design software

作者简介:张培植(1995 - ),男,助理工程师。

E-mail:1727132323@ qq. com

收稿日期:2022 - 01 - 26

0 引言

钢结构具有材料强度高、抗震性能好、施工周期

短、结构质量轻等优点[1]

。 随着我国经济建设的蓬勃

发展和钢结构产能的提升,钢结构广泛应用于体育场

馆、航站楼、会展中心、火车站、剧院等大型公共建筑

中。 由于大型公共建筑的结构跨度要求较大,传统的

钢框架结构很难满足结构性能需求,或满足需求但经

济性和建筑适用性较差。 目前,大型公共建筑中常用

的钢结构形式主要有平面桁架结构、空间立体桁架结

构和张弦结构等。

目前,许多学者对大跨度钢结构的结构型式进行

了研究[2 - 4]

。 其中,唐伯鉴[5]等对空间桁架梁的研究

显示,空间桁架具有较好的稳定性。 关贤军[6]等对平

面桁架和立体桁架的造价进行了对比分析,结果显

示,同一高度下,立体桁架的经济效益好于平面桁架。

但也有学者对平面桁架的研究结果显示,平面桁架构

件加工和施工简单。

2022 年 08 期 总第 290 期 张培植·不同跨度下平面桁架和立体桁架的受力性能及选型研究 ·53·

综上所述,平面桁架和立体桁架各有优势。 研

究者们也针对工程特点开展了一系列研究,但目

前,对不同跨度下钢结构形式选择的研究较少,已

有规范也不能完全涵盖所有跨度的钢结构,在结

构选型仅依靠常规的思路,难以优选出合理、经济

的结构体系,往往造成浪费。 因此,本文采用 3D3S

研究跨度对桁架稳定性能、构件最大截面尺寸及

内力、平面内竖向变形及整体桁架性能等的影响

规律,提出不同跨度钢结构的结构选型建议,确保

设计经济合理。

1 模型建立分析

针对平面桁架结构和空间立体桁架结构两种常

用钢结构形式,选取一榀桁架进行分析,跨度分别为

30 m、40 m、50 m、60 m、75 m 和 90 m。 分析模型采用

以下基本假定:

(1)桁架杆件均为直杆,腹杆采用对称式;

(2)桁架腹杆与上、下弦杆节点铰接,支座铰接;

(3)桁架间距取 7. 5 m 计算荷载,且荷载均作用

在桁架平面内。

桁架节间长度,根据我国行业标准《空间网格结

构技术规程》

[7]

3. 2. 5 条中规定的“确定网格尺寸时

宜使相邻杆件间夹角大于 45°,且不宜小于 30°”进行

计算确定;构件截面尺寸,按控制桁架整体强度应力

比大于 50% 计算确定,桁架的设计参数及工况如表 1

所示,平面桁架和立体桁架示意如图 1 所示。

针对单榀桁架,控制平面桁架和立体桁架材料强

度应力比相近(表 2),主要对比分析其构件稳定性

能、构件最大截面尺寸及内力、平面内竖向变形和用

钢量等性能。 针对整体桁架,建立 9 榀桁架进行分

析,控制平面桁架和立体桁架平面外第一平动周期接

近(表 3),即控制两种桁架平面外抗侧刚度基本一

致,并对二者经济性能进行分析。

(a)平面桁架

(b)立体桁架

图 1 单榀平面桁架和立体桁架示意图

表 1 桁架的设计参数及工况

参数类型 参数取值

材料参数

钢材强度等级 Q355B

弹性模量 2. 06 × 10

5

kN/ mm

2

泊松比 0. 3

线膨胀系数 1. 2 × 10

- 5

密度 7850 kg / m

3

形状参数

平面桁架 立体桁架

高跨比

30 m 1 / 15

40 m 1 / 16

50 m 1 / 15. 6

60 m 1 / 15. 8

75 m 1 / 15

90 m 1 / 15

水平间距

30 m — 1. 6 m

40 m — 1. 8 m

50 m — 2. 4 m

60 m — 2. 8 m

75 m — 3. 6 m

90 m — 4. 2 m

工况及

荷载取值

恒载 9. 0 kN/ m

活载 18. 8 kN/ m

左风 5. 9 kN/ m

右风 4. 5 kN/ m

温度 升温 20℃ ,降温 - 20℃

注:表中“水平间距”特指立体桁架上弦杆之间的水平距离。

表 2 强度应力比对比

跨度

/ m

桁架

形式

强度应力比(f

y1

/ f

y)

> 1 1. 0 ~ 0. 9 0. 9 ~ 0. 7 0. 7 ~ 0. 5 0. 5 ~ 0. 0

30

平面桁架 0. 0% 0. 0% 31. 7% 22. 0% 46. 3%

立体桁架 0. 0% 0. 0% 28. 6% 25. 9% 45. 6%

40

平面桁架 0. 0% 1. 9% 32. 1% 18. 9% 47. 2%

立体桁架 0. 0% 2. 2% 30. 6% 19. 7% 47. 5%

50

平面桁架 0. 0% 3. 1% 27. 7% 21. 5% 47. 7%

立体桁架 0. 0% 2. 4% 27. 9% 23. 0% 46. 7%

60

平面桁架 0. 0% 3. 1% 30. 8% 18. 5% 47. 7%

立体桁架 0. 0% 2. 4% 32. 7% 18. 2% 46. 7%

75

平面桁架 0. 0% 3. 1% 30. 8% 18. 5% 47. 7%

立体桁架 0. 0% 2. 4% 31. 5% 18. 2% 47. 9%

90

平面桁架 0. 0% 0. 0% 27. 7% 24. 6% 47. 7%

立体桁架 0. 0% 0. 0% 26. 7% 24. 2% 49. 1%

注:f

y1表示桁架内各构件的计算应力,f

y 表示材料的屈服应力;表中

百分数表示该强度应力范围内的构件占总构件数的比例。

表 3 整体桁架第一平动周期 s

桁架类型

跨度(m)

30 40 50 60 75 90

平面桁架 0. 67 0. 90 0. 86 0. 97 1. 42 1. 22

立体桁架 0. 64 0. 88 0. 84 0. 91 1. 42 1. 31

2 结果分析

2. 1 单榀桁架稳定性能

采用稳定应力比 η 如式(1),对单榀不同桁架的

构件强度利用率和稳定性能进行分析,稳定应力比对

比如表 4 所示。

·54· 福 建 建 筑 2022 年

η = N/ φAf (1)

式中,N 表示桁架内各构件的计算轴力;φ 表示

轴心受压构件稳定性系数;A 为杆件截面面积;f 为钢

材强度设计值。

表 4 稳定应力比对比 %

跨度

/ m

桁架形式

稳定应力比 η

>1 1. 0 ~0. 9 0. 9 ~0. 7 0. 7 ~0. 5 0. 5 ~0. 0

30

平面桁架 0 12. 2 26. 8 12. 2 48. 8

立体桁架 0 6. 8 26. 5 18. 4 48. 3

40

平面桁架 0 17. 0 18. 9 18. 9 45. 3

立体桁架 0 9. 8 30. 6 9. 8 49. 7

50

平面桁架 0 13. 8 23. 1 23. 1 40. 0

立体桁架 0 15. 8 21. 8 10. 9 51. 5

60

平面桁架 0 21. 5 12. 3 18. 5 47. 7

立体桁架 0 15. 8 26. 7 4. 2 53. 3

75

平面桁架 0 18. 5 15. 4 26. 2 40. 0

立体桁架 0 14. 5 24. 2 9. 7 51. 5

90

平面桁架 0 9. 2 33. 8 10. 8 46. 2

立体桁架 0 10. 9 30. 3 4. 8 53. 9

由表 4 中可知,跨度较小时,单榀平面桁架与立

体桁架的稳定性能差别较小;随着跨度的加大,单榀

立体桁架的稳定性能好于单榀平面桁架。 当跨度为

30 m 时,平面桁架和立体桁架的相关稳定应力,比在

0. 0 ~ 0. 5 之间的构件数在总构件数中的占比相差仅

为 0. 5% ,而跨度为 75 m 时,两者相差达 11. 5% 。

2. 2 单榀桁架构件最大截面尺寸及内力

单榀桁架的构件最大截面尺寸及内力对比如图

2 所示。 由图 2 可知,单榀平面桁架的构件最大横截

面和构件最大内力均比立体桁架大。 不同跨度下,平

面桁架的构件最大横截面是立体桁架的 1. 33 ~ 1. 65

倍,平面桁架的构件最大内力是立体桁架的 1. 31 ~

1. 44 倍。 且随着跨度的增加,平面桁架的构件最大

截面尺寸及内力,与立体桁架之间的差值增大。

2. 3 单榀桁架用钢量

不同型式单榀桁架的用钢量如表 5 所示。 由表 5

可知,单榀立体桁架的用钢量大于单榀平面桁架,且随

着跨度的增大,立体桁架相对平面桁架的用钢增量逐

渐增大。 当跨度从 30 m 增大到 90 m 时,立体桁架相

对平面桁架的用钢增量,从 0. 95%增大到 12. 80% 。 这

是由于立体桁架杆件较多,且多为稳定性控制,随着跨

度增大,构件内力增大,所需要的构件横截面也随之增

大,因此二者用钢量的差别也愈发明显。

(a)构件最大横截面积

(b)最大内力

图 2 构件最大截面尺寸及内力对比

表 5 不同型式单榀桁架的用钢量

跨度

(m)

用钢量/ t

平面桁架 立体桁架

(T1 - T2 ) / T1

(% )

30 5. 26 5. 31 0. 95

40 9. 07 9. 40 3. 64

50 13. 94 14. 77 5. 95

60 19. 63 21. 09 7. 44

75 32. 43 35. 68 10. 02

90 50. 33 56. 77 12. 80

注:T1表示立体桁架的用钢量,T2表示立体桁架的用钢量。

2. 4 单榀桁架平面内竖向变形

不同型式单榀桁架平面内竖向变形,如图 3 和表

6 所示。 由图 3 和表 6 可知,平面桁架的平面内竖向

变形比立体桁架小 3% ~ 9% ,跨度较小时,减小的幅

度较大。 这是由于立体桁架的用钢量较大,自重大,

且在相同高跨比下其抗弯刚度较平面桁架小,导致平

面内竖向变形大。

(a)30 m 平面桁架 (b)40 m 平面桁架

(c)30 m 立体桁架 (d)40 m 立体桁架

图 3 部分跨度单榀桁架平面内竖向位移计算结果

2022 年 08 期 总第 290 期 张培植·不同跨度下平面桁架和立体桁架的受力性能及选型研究 ·55·

表 6 平面内竖向位移计算结果对比

跨度/ m

跨中最大变形/ mm

平面桁架 立体桁架

(v1 - v2 ) / v2

30 85. 3 94. 3 - 9. 5%

40 126. 0 138. 4 - 9. 0%

50 155. 7 161. 2 - 3. 4%

60 181. 6 192. 9 - 5. 9%

75 230. 4 245. 0 - 6. 0%

90 264. 2 280. 4 - 5. 8%

注:v1表示平面桁架平面内最大位移,v2 表示立体桁架平面内最大

位移。

2. 5 多榀桁架整体性能对比

各跨度下的多榀桁架用钢量对比,如图 4 所示。

当控制平面外抗侧刚度基本一致时,平面桁架平面外

支撑用钢量是立体桁架的 1. 91 ~ 2. 84 倍,这是由于

各榀平面桁架之间的支撑长度均比立体桁架长,且支

撑系杆多为长细比控制,故平面桁架平面外支撑系杆

横截面比立体桁架大,导致平面桁架平面外支撑用钢

量大于立体桁架。 同时,根据 2. 3 节和图 4 可知,单

榀平面桁架用钢量比立体桁架小,但是,由于平面外

支撑用钢量的差距比二者平面内用钢量差距大,因

此,整体平面桁架结构用钢量比立体桁架大,且随着

桁架跨度的增大,二者的用钢量趋于接近。

图 4 多榀桁架用钢量对比

由上述分析可知,当控制平面桁架和立体桁架材

料强度应力比相近时,单榀平面桁架用钢量较立体桁

架少;由于 60 m 以上平面桁架需要设置双向桁架体

系,其平面外抗侧刚度才能与立体桁架想匹配,仅设

置系杆支撑不能满足抗侧需求,在一定程度上影响建

筑空间上的使用及美观需求。 此外,当桁架跨度较小

时,立体桁架设置系杆不仅能满足平面外抗侧需求,

还具备较大的富余,平面桁架仅设置一定量的支撑便

能满足平面外抗侧需求。 由于立体桁架杆件数量较

多,其杆件数量是平面桁架的 2 倍以上,因此,构件加

工和现场施工难度相较于平面桁架大。

考虑施工便利性、建筑适用性以及用钢量,综合

上述分析,建议跨度 60 m 以下优先选用平面桁架,跨

度 60 m 以上优先选用立体桁架。

3 结论

本文针对不同跨度下单榀和整体的平面桁架和

立体桁架进行研究,对桁架稳定性能、构件最大截面

尺寸及内力、平面内竖向变形及整体桁架性能等进行

分析,得出以下结论:

(1)当控制单榀平面桁架和立体桁架材料强度

应力比相近,跨度一定时,立体桁架稳定性能优于平

面桁架,平面桁架构件最大截面尺寸及内力均大于立

体桁架,平面桁架用钢量和平面内竖向变形均小于立

体桁架。

(2)随着单榀桁架跨度的加大,立体桁架的稳定

性能比平面桁架优势增大,平面桁架的构件最大截面

尺寸及内力与立体桁架的差值增加,立体桁架的用钢

量和平面内竖向变形与平面桁架的差值增加。

(3)当控制平面外抗侧刚度基本一致时,平面桁

架平面外支撑用钢量是立体桁架的 1. 91 ~ 2. 84 倍;

当跨度大于 60 m,需设置双向平面桁架。 跨度一定

时,平面桁架用钢量大于立体桁架,随着跨度的增加,

平面桁架和立体桁架总用钢量差值逐渐减小,并趋于

接近。

(4)建议跨度 60 m 以下优先选用平面桁架,跨度

60 m 以上优先选用立体桁架。

参 考 文 献

[1] 陈绍蕃,顾强. 钢结构·钢结构基础[M]. 北京:中国建

筑工业出版社,2007.

[2] 陈志华. 张弦结构体系研究进展及发展展望[J]. 工业建

筑,2015,45(8):1 - 9,52.

[3] 徐颖. 拱形立体桁架倒塌破坏机理:数值分析与试验研

究[D]. 天津:天津大学,2014.

[4] 黄政华. 平面圆钢管桁架极限承载力的理论与试验研究

[D]. 上海:同济大学,2010.

[5] 唐柏鉴,沈之容,李一松. 空间桁架梁的研究与设计[ J].

钢结构,2005,20(3):3.

[6] 关贤军,黄鼎业,尤建新. 大跨预应力钢桁架优化设计和

最优造价曲线研究[J]. 土木工程学报,2004,37(8):5.

[7] JGJ 7 空间网格结构技术规程[ S]. 北京:中国建筑工业

出版社,2010.

2022 年第 08 期

总第 290 期

福 建 建 筑

Fujian Architecture & Construction

No 08·2022

Vol·290

基于混凝土受压损伤信息的 RC 柱地震损伤量化研究

梁 贵 刘旭宏

(福建工程学院 土木工程学院 福建福州 350118)

摘 要:材料的微观损伤反映了结构损伤的内在本质,建立由材料损伤表达的构件地震损伤模型是基于性能抗震设计

的重要基础。 为实现从材料损伤到构件整体损伤的过渡,建立了由剪跨比和轴压比表达的钢筋混凝土柱(RC 柱)失效

模式判别准则,以混凝土的受压损伤信息表征 RC 柱的材料损伤,计算典型损伤区域的混凝土受压损伤因子最大平均

值作为损伤指标。 通过柱在低周往复荷载作用下形成的具有明确物理意义的骨架曲线,确定构件性能临界点和相应

的混凝土材料受压损伤阶段,由此建立基于材料损伤的构件地震失效模型。 以弯曲失效为例,经多组构件统计分析,

由混凝土受压损伤信息建立 RC 柱性能阶段判别标准,从本质上反映了 RC 柱失效演化过程中内在损伤发展规律,实

现了 RC 柱的地震损伤量化。

关键词: RC 柱;受压损伤信息;失效模式;损伤指标

中图分类号:TU375. 3 文献标识码:A 文章编号:1004 - 6135(2022)08 - 0056 - 05

Quantitative evaluation of earthquake damage for RC column based on concrete

compression damage information

LIANG Gui LIU Xuhong

(School of Civil Engineering,Fujian University of Technology,Fuzhou 350118)

Abstract:The micro damage of materials reflects the intrinsic nature of structural damage. It is important for performance - based seismic

design to establish the seismic damage model of components expressed by material damages. To realize transition from material damage to

component damage,a failure mode criterion expressed by shear span ratio and axial compression ratio of Reinforced Concrete column (RC

column) is established. The material damage of RC column is characterized by compression damage information of concrete,and the maximum average value of concrete damage factor in the typical damage area is calculated as the component damage index. According to the

skeleton curve formed by the column under low cyclic loading,the critical point of component performance and the corresponding deterioration stage of concrete material are determined, and the seismic failure model of the component based on material damage is established. Taking bending failure as an example,the criterion of RC column performance stage based on concrete compression damage information is established through the statistical analysis of multiple groups of members,which essentially reflected the inherent damage development law in the failure evolution process of RC column,and realized the seismic damage quantitative evaluation of RC column.

Keywords:RC column; Compression damage information; Failure mode; Damage index

基金项目:国家自然科学基金项目(51108083),福建省高校产学合作课

题(2019Y4011)。

作者简介:梁贵(2001 - ),男。

E-mail:603114096@ qq. com

收稿日期:2022 - 01 - 28

0 引言

钢筋混凝土柱(Reinforced Concrete Columns,简

称 RC 柱)在罕遇地震作用下,通过截面两个主轴方

向的弯剪变形逐步失效,并因构件的设计参数差异,

产生不同的失效模式。 在基于性能的抗震设计中,为

确保 RC 柱在抵御预期地震作用时达到期望的性能

水平,需建立准确的地震损伤模型,对柱的失效演化

过程进行量化研究。

目前,RC 柱的地震损伤模型主要建立于构件层

次和材料层次。 构件层次的损伤模型是基于强度、位

移和能量耗散等参数,在宏观上反映 RC 柱的损伤程

度[1 - 5]

,大多基于试验结果建立,对试验的依赖性强,

对复杂受力的 RC 柱适用性有限。 材料层次的地震

损伤模型能较好地反映构件失效的本质[6 - 11]

,当前

的研究主要聚焦混凝土材料本构模型的构建,不考虑

构件失效模式的差异,因此仅根据各材料点的损伤水

平还不足以对构件做出整体性能评价。

2022 年 08 期 总第 290 期 梁 贵,刘旭宏·基于混凝土受压损伤信息的 RC 柱地震损伤量化研究 ·57·

实际上,构件失效的本质是材料的损伤,构件的

损伤评价是基于材料损伤信息的转化而获得的。 由

于材料的各向异性和拉压异性,选择和处理能够反映

构件性能劣化本质的材料损伤信息,并建立基于材料

损伤的构件地震失效模型是基于性能抗震设计亟需

解决的问题。 本文从混凝土材料损伤出发,提出合理

的材料损伤统计方法,由材料点的损伤信息确定构件

的整体损伤状态,从本质上反映 RC 柱失效演化过程

中内在损伤发展规律。

1 钢筋混凝土材料损伤信息的表征

钢筋和混凝土是 RC 柱的两大主材。 从宏观角

度看,混凝土占较大比重,而钢筋则通过等效原则弥

散于混凝土中,使钢筋混凝土可被视为连续均质材

料[12]

。 从细观角度看,RC 柱损伤的主要原因是混凝

土在外载作用下出现错位、微裂纹、孔洞等缺陷。 因

此,可采用混凝土的材料损伤信息描述 RC 柱的损

伤。 混凝土材料的损伤又分为受拉和受压损伤两种

模式。 由于混凝土抗压性能远大于抗拉性能,且受拉

损伤发展过于迅速以致对性能变化不敏感,离散性较

大,因此本文选取混凝土受压损伤因子 Dc表征 RC 柱

的材料性能退化程度,基于高斯积分求解的经典损伤

理论计算损伤因子值[13]

,如公式(1)所示。

Dc =

1

2

E0ε

2

- ∫f(ε)dε

1

2

E0ε

2

(1)

其中,E0 为试件初始弹性模量;ε 为应变;σ = f

(ε)为应力表达式。 损伤因子 Dc为单调递增函数,Dc

= 0 时表示无损伤,Dc = 1 时表示构件失效。

2 RC 柱失效模式的判别准则

RC 柱的抗震性能主要受剪跨比和轴压比的影

响,呈现出不同的损伤特征和失效模式。 因此,应首

先建立构件失效模式的判别准则,为损伤模型的建立

奠定基础。

2. 1 RC 柱的有限元模型

根据文献[14] 中 RC 悬臂柱拟静力试验,采用

ABAQUS 软件建立相应的有限元模型。

已知试验柱净高 1050 mm,截面尺寸如图 1(a)所

示,剪跨比为 3. 5,轴压比为 0. 15,混凝土强度为 C40,

纵筋和箍筋强度等级分别为 HRB400 和 HPB300,水

平往复 荷 载 的 位 移 幅 值 分 别 为 柱 净 高 的 0. 5% 、

1. 0% 、1. 5% 、2. 0% 、2. 5% 、3. 0% 、3. 5% 、4. 0% ,每

级荷载循环两次。 有限元模拟中,纵筋和箍筋采用空

间桁架单元 T3D2,混凝土和型钢均采用三维实体单

元 C3D8R。 钢筋本构采用传统双折线模型,弹性模量

均取 2. 0 × 10

5MPa,屈服后硬化率均取 0. 02,HRB400

和 HPB300 的屈服强度分别取 400 MPa 和 300 MPa。

混凝土本构采用塑性损伤模型,其受压/ 受拉应力 -

应变关系采用《混凝土结构设计规范》 (GB50010 -

2010)(2015 年版)中的计算方法。

经计算,该构件模拟滞回曲线与实验结果吻合良

好,如图 1(b)所示。

(a)RC 柱截面图 (b)RC 柱滞回曲线

图 1 RC 柱截面图及滞回曲线(单位:mm)

基于上述有效的有限元模拟,开展多组剪跨比

λ 和轴压比 n 参数的 RC 悬臂柱拟静力加载模拟,

形成弯曲型、剪切型和弯剪型三种失效模式如表 1

和图 2 所示。 其中,弯曲型失效以出现水平分布的

拉压损伤为主要特征;剪切损伤成分以中部出现

斜向分布的拉压损伤为主要特征;介于二者之间

的为弯剪型,损伤初期以弯曲型为主,中后期以剪

切损伤为主。

·58· 福 建 建 筑 2022 年

表 1 剪跨比和轴压比对 RC 柱失效模式的影响

剪跨比

轴压比

0. 1 0. 2 0. 3 0. 4 0. 5 0. 6 0. 7

1 剪切型 剪切型 剪切型 剪切型 剪切型 剪切型 剪切型

1. 5 弯曲型 弯曲型 弯曲型 弯剪型 弯剪型 弯剪型 弯剪型

2 弯曲型 弯曲型 弯曲型 弯曲型 弯剪型 弯剪型 弯剪型

2. 5 弯曲型 弯曲型 弯曲型 弯曲型 弯曲型 弯剪型 弯剪型

3 弯曲型 弯曲型 弯曲型 弯曲型 弯曲型 弯剪型 弯剪型

3. 5 弯曲型 弯曲型 弯曲型 弯曲型 弯曲型 弯曲型 弯剪型

4 弯曲型 弯曲型 弯曲型 弯曲型 弯曲型 弯曲型 弯曲型

(a)弯曲型 (b)剪切型 (c)弯剪型

图 2 RC 柱的三种失效模式

2. 2 RC 柱失效模式判别

耦合考虑剪跨比 λ 和轴压比 n 的影响,将二者共

同确定的 RC 柱失效模式绘于图 3。 该图表明:对于

上端自由、下端固结的悬臂柱,当剪跨比 λ≤1. 0 时,

RC 柱呈剪切型失效模式;当 λ≥4. 0 时,呈现弯曲型

失效模式;当剪跨比 1. 0 < λ < 4. 0 时,经图 3 拟合,由

剪跨比和轴压比表达的失效模式临界判定函数如式

(2)所示。 当 f(λ,n)≤0,RC 柱产生弯剪型失效;否

则为弯曲型失效。

图 3 悬臂柱失效模式判别

f(λ,n) = 2λ - 15n + 3 (2)

因此,综合考虑剪跨比和轴压比两个影响失效模

式的主要因素,获得 RC 悬臂柱失效模式判别标准如

表 2 所示。

表 2 RC 悬臂柱失效模式判别准则

失效模式 失效模式判别准则

剪切型 λ≤1. 0

弯剪型 1. 0 < λ < 4. 0,f(λ,n) ≤0

弯曲型

1. 0 < λ < 4. 0,f(λ,n) > 0

λ≥4. 0

3 基于混凝土受压损伤的 RC 柱损伤量化

构件的性能劣化过程呈现阶段性变化,分别对应

材料细观损伤发展的阶段性特征。 因此,可针对各类

失效模式,分别选取和统计各个失效阶段的典型材料

损伤信息,完成从材料损伤到构件损伤的传递。 现以

弯曲型失效的 RC 柱为例开展损伤量化研究。

3. 1 混凝土典型损伤区域的确定

弯曲型失效的 RC 悬臂柱在低周往复荷载下混

凝土受压损伤演化过程如图 4 所示。 对柱性能起控

制作用的材料损伤集中于柱根外侧,并不断向构件内

侧和上部一定区域发展,呈现水平拉压损伤。 图 4

(a) ~ (d)表明:距离柱根 1 倍柱截面高度 h 的区域

最能反映 RC 柱各损伤阶段的特征。

为进一步精准定位混凝土在各性能阶段的典型

损伤区域,在距离柱根 1 倍柱截面高度 h 范围内,每

间隔 0. 125h 间距计算由柱根至该截面高度范围内的

混凝土受压损伤因子 Dc 的平均值,形成的损伤因子

曲线如图 5 所示。 该图表明:距柱根 0. 375h 范围内

混凝土受压损伤因子平均值最大,可典型反映 RC 柱

损伤程度和柱性能的阶段性变化,因此取 Dc - 0. 375h作

为该柱损伤指标。

2022 年 08 期 总第 290 期 梁 贵,刘旭宏·基于混凝土受压损伤信息的 RC 柱地震损伤量化研究 ·59·

3. 2 混凝土受压损伤因子与 RC 柱性能劣化的对应

关系

低周往复荷载作用下,RC 柱形成骨架曲线如图

6 所示。 曲线上的混凝土弹性极限点、纵筋屈服点、

承载力峰值点及承载力极限点四个性能临界点,将构

件划分为基本完好、轻微损坏、中度损坏、严重损坏和

试件破坏等五个性能阶段。

将 RC 柱骨架曲线与混凝土受压指标 Dc - 0. 375h曲

线绘于同一坐标系。 由骨架曲线上具有明确物理意

义的性能阶段对应获得混凝土损伤因子曲线上的性

能临界点,如图 7 所示。 混凝土受压损伤临界点与

RC 柱整体性能劣化临界点的对应关系如表 3 所示。

(a)初期 (b)中期 (c)后期 (d)破坏

图 4 弯曲型失效 RC 柱混凝土受压损伤演化过程

图 5 混凝土受压损伤因子曲线

图 6 弯曲型失效 RC 柱性能阶段划分

图 7 弯曲型失效 RC 柱性能临界点材料损伤因子

表 3 弯曲型失效 RC 柱的性能阶段及临界点

性能阶段 混凝土受压损伤情况

混凝土受压损

伤临界点描述

RC 柱物理意

义点描述

基本完好 损伤基本为零 — —

轻微损坏

损伤呈现较为快速增

长 趋 势, 且 损 伤 值

较小

损伤出现点 弹性极限点

中度损坏

损伤呈现缓慢增长趋

势,损伤因子约为上

限值 0. 5 倍

损 伤 缓 慢 增

长点

纵筋屈服点

严重损坏

损伤呈现快速增长趋

势, 且 损 伤 达 到 较

大值

损 伤 快 速 增

长点

承载力峰值点

试件破坏

损伤呈现平缓趋势,

且损伤趋于上限值

损伤平缓点 承载力极限点

3. 3 RC 柱各性能阶段判别准则的建立

模拟表 1 中不同剪跨比、不同轴压比的 24 组弯

曲型失效 RC 悬臂柱在各性能临界点的材料损伤因

子,统计其平均值作为损伤指标值如表 4 所示。 该表

显示:各性能临界点损伤因子值的标准差较小,标伤

指标值较为稳定。 因此,取损伤因子平均值与标准差

之差作为各性能临界点的损伤指标值 D,从而建立各

性能阶段的判别标准如表 5 所示。

表 4 弯曲型失效 RC 柱各性能临界点混凝土

受压损伤值统计

试件编号 剪跨比 轴压比

损伤出

现点

D1

损伤缓

慢增长

点 D2

损伤快

速增长

点 D3

损伤平

缓点

D4

RC - 1. 5 - 01 1. 5 0. 1 0. 020 0. 17 0. 46 0. 93

RC - 1. 5 - 02 1. 5 0. 2 0. 022 0. 18 0. 46 0. 93

RC - 1. 5 - 03 1. 5 0. 3 0. 023 0. 18 0. 47 0. 94

RC - 1. 9 - 01 1. 9 0. 1 0. 013 0. 16 0. 45 0. 91

RC - 1. 9 - 02 1. 9 0. 2 0. 015 0. 16 0. 45 0. 92

RC - 1. 9 - 03 1. 9 0. 3 0. 016 0. 16 0. 46 0. 92

RC - 1. 9 - 04 1. 9 0. 4 0. 018 0. 17 0. 46 0. 92

RC - 2. 5 - 01 2. 5 0. 1 0. 011 0. 14 0. 43 0. 88

RC - 2. 5 - 02 2. 5 0. 2 0. 012 0. 14 0. 43 0. 88

·60· 福 建 建 筑 2022 年

试件编号 剪跨比 轴压比

损伤出

现点

D1

损伤缓

慢增长

点 D2

损伤快

速增长

点 D3

损伤平

缓点

D4

RC - 2. 5 - 03 2. 5 0. 3 0. 012 0. 15 0. 44 0. 89

RC - 2. 5 - 04 2. 5 0. 4 0. 013 0. 15 0. 44 0. 89

RC - 2. 5 - 05 2. 5 0. 5 0. 015 0. 15 0. 44 0. 89

RC - 3. 0 - 01 3. 0 0. 1 0. 007 0. 13 0. 41 0. 85

RC - 3. 0 - 02 3. 0 0. 2 0. 008 0. 13 0. 41 0. 85

RC - 3. 0 - 03 3. 0 0. 3 0. 008 0. 14 0. 41 0. 85

RC - 3. 0 - 04 3. 0 0. 4 0. 009 0. 14 0. 42 0. 85

RC - 3. 0 - 05 3. 0 0. 5 0. 009 0. 14 0. 42 0. 86

RC - 4. 0 - 01 4. 0 0. 1 0. 003 0. 11 0. 40 0. 83

RC - 4. 0 - 02 4. 0 0. 2 0. 005 0. 11 0. 40 0. 83

RC - 4. 0 - 03 4. 0 0. 3 0. 005 0. 11 0. 40 0. 83

RC - 4. 0 - 04 4. 0 0. 4 0. 006 0. 11 0. 40 0. 83

RC - 4. 0 - 05 4. 0 0. 5 0. 007 0. 12 0. 40 0. 83

RC - 4. 0 - 06 4. 0 0. 6 0. 007 0. 12 0. 40 0. 83

RC - 4. 0 - 07 4. 0 0. 7 0. 007 0. 12 0. 41 0. 83

平均值 — — 0. 011 0. 14 0. 43 0. 87

标准差 — — 0. 006 0. 022 0. 024 0. 039

表 5 基于混凝土受压损伤的弯曲型失效 RC 柱

性能阶段判别准则

基本完好 轻微损坏 中度损坏 严重损坏 试件破坏

0≤D

﹤ 0. 005

0. 005≤D

﹤ 0. 12

0. 12≤D

﹤ 0. 41

0. 41≤D

﹤ 0. 83

D≥0. 83

4 结论

本文建立了由剪跨比、轴压比表达的 RC 悬臂柱

三类失效模式判别准则;以混凝土受压损伤因子表征

钢筋混凝土材料的损伤,提出 RC 柱典型损伤区域的

确定方法;以典型损伤区域内受压损伤因子的平均值

作为损伤指标表征 RC 柱的失效阶段性能变化;通过

建立混凝土受压损伤与 RC 柱整体性能劣化的关联

性,实现从材料损伤向构件损伤的传递;通过统计多

组构件各失效阶段损伤指标平均值,建立 RC 柱各性

能阶段判别标准。

本文建立的基于材料损伤信息的构件损伤量化

方法反映了构件性能劣化过程中的材料损伤本质。

该方法不仅适用于任意损伤模式、任意边界的 RC

柱,而且可推广应用至梁、剪力墙等其他钢筋混凝土

构件的损伤评价中,为基于性能的抗震设计奠定

基础。

参 考 文 献

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2022 年第 08 期

总第 290 期

福 建 建 筑

Fujian Architecture & Construction

No 08·2022

Vol·290

某办公楼复杂钢结构设计探析

汤德英

(厦门华旸建筑工程设计有限公司 福建厦门 361009)

摘 要:主要介绍了某办公楼的工程特点与设计。 该办公楼具有平面不规则、转角连接体、大跨度悬挑、竖向构件转折

等工程特点,结构设计通过比选转角连体悬挑方案,确定结构抗震性能目标,制定相关构件的性能水准,进行了小震弹

性分析、小震弹性时程分析、中震弹性分析及大震弹塑性分析,并对楼盖舒适度进行专项验算,据此采取合理的结构方

案和相应的加强措施,以确保整体结构的安全可靠。

关键词: 钢结构设计;钢框架 - 支撑结构;转角连体;大跨度悬挑;计算分析;加强措施

中图分类号:TU391 文献标识码:A 文章编号:1004 - 6135(2022)08 - 0061 - 08

Analysis on the Design of Complex Steel Structure of an Office Building

TANG Deying

(Xiamen Huayang Architectural Engineering Design Co Ltd. ,Xiamen 361009)

Abstract:This paper mainly introduces the engineering characteristics and design of an office building. The office building has the engineering characteristics of irregular plane,corner connector,large - span cantilever,vertical component turning and so on. In the structural design,the seismic performance objectives of the structure are determined by comparing and selecting the corner connector cantilever scheme,

and the performance levels of relevant components are formulated. The elastic analysis under frequent earthquake,elastic time - history analysis under frequent earthquake,elastic analysis under medium earthquake and elastic - plastic analysis under rare earthquake are carried

out. In order to ensure the safety and reliability of the whole structure,a reasonable structural scheme and corresponding strengthening measures are adopted.

Keywords:Steel structure design; Steel frame - braced structure; Corner connectting body; Large span cantilever; Calculation and analysis; Strengthening measures

作者简介:汤德英 (1970 - ),男,高级工程师。

E-mail:761526308@ qq. com

收稿日期:2022 - 02 - 06

0 引言

钢结构[1]具有材料强度高、构件小自重轻、延性

好、塑性变形能力强、抗震抗风性能优异等特点,大量

应用于超高层建筑、大跨场馆结构、连接体结构、大悬

挑结构。 厦门轨道交通 1 号线火炬园站地块配套项

目 2 号办公楼由于场地规划原因,东北角规划为公交

场站,二层通高,竖向构件无法落地,三层及以上需采

用转角连接体且框架柱转折落地,另由于建筑功能及

建筑外形需要,各层周圈均设有跨度不一的悬挑,最

大悬挑跨度在三层达到了 11. 25 m(9. 35 m 梁板 +

1. 9 m 玻璃雨蓬),由于这些工程特点,采用钢结构成

为本配套项目 2 号办公楼的首选。

1 工程概况

厦门市轨道交通 1 号线火炬园站地块配套项目

位于嘉禾路与湖里大道交叉口,火炬园站为 1、3 号

线换乘站,总用地面积为 13 696. 115 m

2

,总建筑面

积 49 457. 10 m

2

,地面 ± 0. 00 相当于黄海高程 34. 10。

本配套项目 2 号办公楼地上 5 层,地下 2 层,底层层高

4. 8 m,二层 ~ 五层层高均为 4. 2 m,建筑总高度为

23. 9 m,项目建筑效果图如图 1 所示。 本配套项目 2

号办公楼平面呈 L 形,平面尺寸 X 向为 74 m、Y 向为

84 m,东北侧三层及以上为连接体钢结构,连体短向

17. 0 m,长向41 m。 2 号办公楼各层均有悬挑,其中三

层南侧最大悬挑达11. 25 m。 本项目采用钢框架 - 支

撑结构[2 - 3]

,楼板采用压型钢板组合楼板[4]

;抗震设

防烈度 7 度(0. 15g),设计地震分组第二组,场地类别Ⅱ

类,抗震等级为四级[2]

,与连体钢结构及三层悬挑平台钢

结构相连受影响的相关范围的钢框架抗震等级提高到三

·62· 福 建 建 筑 2022 年

级,基本风压为0. 8 kN/ m

2

,粗糙度类别为 B 类。 基础持

力层为中风化花岗岩、微风化花岗岩,采用天然基础。 本

项目设计使用年限 50 年,目前已竣工验收,典型建筑平

面图如图2 所示,局部剖面图如图3 所示。

图 1 效果图

图 2 典型建筑平面图

图 3 局部剖面图

2 工程特点、难点

本配套项目 2 号办公楼有以下特点、难点:

(1)平面形状为 L 形,属于平面不规则结构[2]

;

第 4 层 X 向刚度比小于 1,属于竖向不规则[2]

。

(2) 偶然偏心作用下层间位移比, 四层 X 向

1. 33、Y 向 1. 32,五层 X 向 1. 38、Y 向 1. 34,均大于

1. 2,属于扭转不规则[2]

。

(3)各层平面均有外挑平台、玻璃雨蓬或平台加

玻璃雨蓬,其中三层南侧、东南侧悬挑最大,最大悬挑

11. 25 m(平台 9. 35 m + 玻璃雨蓬 1. 9 m)。

(4)东北角底部规划为公交场站,二层通高,三

层及以上需采用转角连接体且框架柱转折落地,转角

连接体 Y 向(短向)17 m,X 向(长向)41 m。

(5)四层(标高 13. 20)西侧设有一 45. 3 跨度的

装饰用倒三角形管桁架,桁架竖向荷载仅有自重和装

饰铝板荷载。

3 结构选型与布置

3. 1 结构选型

本配套项目 2 号办公楼位于厦门二条主交通要

道嘉禾路与湖里大道交叉口,位置独特,立面造型新

颖亮丽,为实现建筑功能、立面效果和满足场地规划,

在东北角公交场站上方设有转角连接体,沿建筑周圈

布置跨度不一的悬挑平台或防火挑檐,整体结构采用

钢框架 - 支撑结构[2 - 3]

。

3. 2 转角连接体结构方案比选

转角连接体 Y 向悬挑(短向)17 m,X 向(长向)

41 m 主要支承于 Y 向悬挑结构上,且转角连接体 Y 向

支承框架柱由于公交场站空间需要转折落地,另转角

连接体还存在舒适度问题,故转角连接体 Y 向悬挑方

案是转角连接体设计的关键,应对悬挑方案进行比选。

悬挑结构方案是否合理应以传力直接可靠、悬挑端变

形尽量小、节点设计尽量简单及满足建筑功能为准,其

中传力直接可靠和悬挑端变形尽量小是优先控制目标。

本项目在设计过程中主要选择了 3 个悬挑方案进

行比较,方案一、二均采用跨层桁架加跨层大支撑方

案,除了悬挑根部第一跨支撑布置方向相反外,其余结

构布置均相同,构件截面完全相同,方案三采用三层桁

架加分层支撑方案,方案三除分层支撑外其余构件截

面均同方案一、二。 在方案一 ~ 方案三施加同等恒荷

载且不考虑构件自重的前提下进行计算比较,悬挑结

构布置形式及主要计算结果分别如图 4 ~ 图 6 及表 1

所示,图中轴力正为压、负为拉。

2022 年 08 期 总第 290 期 汤德英·某办公楼复杂钢结构设计探析 ·63·

图 4 方案一:悬挑结构布置及主要计算结果

图 5 方案二:悬挑结构布置及主要计算结果

图 6 方案三:悬挑结构布置及主要计算结果

表 1 方案一 ~ 方案三主要计算结果表

主要结果

端部变形

(mm)

斜柱轴力/

支座水平力(kN)

三层钢梁

轴压力(kN)

方案一 17 2897 / 610 1002

方案二 19. 6 2692 / 52 1kN 992

方案三 18 3169 / 729 1339

从计算结果来看,方案一端部变形最小,其它计

算结果居中,可见内跨跨层大支撑拉在斜柱顶,加强

了悬挑结构根部刚度,能有效约束悬挑结构根部变

形,另外节点 1 设计也相对简单,方案一、二支撑布置

比较容易满足建筑门窗洞口要求,对建筑物使用影响

不大,而方案三则对建筑物使用有一定的影响,综上

所述,本项目转角连接体短向悬挑方案采用方案一。

3. 3 平台大悬挑结构方案

三层东南角平台双向大悬挑,东南角角部 X 向悬

挑 7. 55m、 Y 向悬挑 9. 35m,因受建筑立面效果要求,

均采用钢梁悬挑。 对于单向悬挑结构,当荷载相同且

不考虑梁自重时,悬挑梁弯矩 M 与次梁布置根数无

关,可按式(1)计算。

M = ∑

n - 1

i = 1

(

P

n

×

iL

n

) +

PL

2n

=

PL

2

(1)

式(1)中 L - 挑梁跨度,P - 总荷载,n - 次梁根数

(含边梁)。

对于本项目角部大悬挑,悬挑梁弯矩 M 仍然遵

循这个规律,但连续梁布置与角部刚度和变形密切相

关。 考虑到本项目采用压型钢板组合楼板,为免设楼

板施工阶段模板支撑,连续梁间距不宜过大;并在考

虑角部变形需满足舒适度计算的基础上,主要选择了

2 个角部悬挑结构布置方案进行比较(当角部悬挑结

构连续钢梁布置少于方案二时,角部变形较大,无法

满足舒适度设计要求及免除楼板施工阶段模板支撑,

故未列入比较)。 2 个方案的荷载及构件截面均相

同,方案一在 Y 向比方案二多布置 1 根连续梁,方案

一与方案二悬挑结构布置形式及主要计算结果分别

如图 7 所示。

从试算结果来看,方案一的根部弯矩之和 9419. 1

kN·m 略大于方案二的根部弯矩之和 9307. 9 kN·m;

方案一的角部变形 24 mm 略小于方案二的角部变形

27 mm,但相差不大且均能满足舒适度计算要求,计

算结果也反映了对于角部悬挑结构当角部刚度达到

一定值时,增加连续梁对角部刚度增加有限,为便于

施工,本项目角部悬挑结构布置采用方案二。

图 7 平台大悬挑结构布置及主要计算结果

3. 4 结构布置及主要构件截面

本配套项目 2 号办公楼因转角连接体及平面不

规则的原因,为减少扭转变形,采用钢框架 - 支撑结

构,支撑布置及典型结构平面布置图如图 8 所示,转

角连接体 Y 向悬挑结构布置见图 4,X 向悬挑结构布

置见图 9,东南角角部大悬挑结构布置见图 7 方案二,

角部大悬挑结构连续钢梁采用刚接连接。 本项目关

键位置钢框架柱截面主要采用□900 × 1100 × 35、

□700 × 900 × 35、 □700 × 35, 支 撑 截 面 主 要 采 用

·64· 福 建 建 筑 2022 年

□700 × 35、□600 × 400 × 30、□500 × 300 × 30,悬挑

大梁截面主要采用 H1800 × 550 × 30 × 35、H1500 ×

550 × 25 × 35、H1200 × 500 × 20 × 35,桁架弦杆及钢梁

截面主要采用 H1100 × 550 × 30 × 35、H1000 × 400 ×

20 × 25、H700 × 350 × 14 × 25、H500 × 240 × 10 × 14。

所有钢构件材质均为 Q345B。

图 8 典型楼层结构布置图

图 9 转角连接体长向结构布置图

4 结构分析内容

4. 1 计算参数与假定

从本配套项目 2 号办公楼上述的工程特点及不

规则性来看,本工程属于多层复杂钢结构,在计算分

析前拟定了以下计算参数。

(1)抗震等级[2]

:除东北角转角连接体、三层东

南角悬挑平台及受影响的相关范围(本项目取内侧

二跨)抗震等级按三级外,其余按四级;计算竖向地

震作用;小震和中震作用下的阻尼比取为 0. 04;大

震弹塑性分析时的阻尼比取为 0. 05;周期折减系数

取 0. 8;偶然偏心值取 0. 05;梁刚度放大系数:小震

弹性计算,两侧有楼板的梁取 1. 5,仅一侧有楼板

取 1. 2。

(2)楼板假定:小震弹性刚度(刚度比)、周期(周

期比)、位移(位移比)等整体指标计算采用刚性楼板

假定;小震弹性、中震弹性构件内力和截面验算采用

能反映楼板平面内真实刚度的弹性膜假定;中震作用

下转角连接体楼板及悬挑平台楼板开裂失效,中震弹

性计算时转角连接体楼板及悬挑平台楼板需按零楼

板考虑,实际操作中考虑到开裂楼板可传递压力的性

能并避免采用零楼板导致 H 型钢梁产生较大的平面

外弯矩而失真,这些位置楼板在中震弹性计算时对楼

板膜面刚度进行打折处理,按 1 / 10 膜面刚度输入模

型,且不考虑楼板面外刚度的有利影响。

(3)竖向荷载按一次性加载和施工模拟三分别

计算;施工次序:一层、二层一个施工次序,三 ~ 五层

一个施工次序。

(4) 风 荷 载 体 型 系 数[5]

: 迎 风 面 取 0. 9, 背 风

面取 - 0. 6。

(5)支撑按端部铰接计算;框架部分的地震层剪

力按《建筑抗震设计规范》 ( GB50011 - 2010)

[2] 第

8. 2. 3 条要求调整,一 ~ 二层为一段,三 ~ 五层为一

段,进行分段调整。

(6)整体钢结构分析按有侧移结构计算,转角连

接体、三层东南角悬挑平台及受影响的相关范围(本

项目取内侧二跨)框架柱长细比按 82 控制,其余框架

柱及支撑长细比按 99 控制。

4. 2 计算模型与专项分析

为确保结构安全,本项目主要考虑了以下几个模

型进行分析:

(1)小震弹性计算模型:楼板采用全楼弹性膜假

定(含竖向地震作用),并考虑钢梁刚度放大,进行小

震弹性计算;同时补充弹性时程分析,并根据时程分

析结果对地震作用进行放大调整。

(2)中震弹性计算模型:转角连接体楼板及悬挑

平台楼板分别按弹性膜假定和取楼板膜面刚度 10%

并不考虑楼板面外刚度假定,其余楼板采用弹性膜假

2022 年 08 期 总第 290 期 汤德英·某办公楼复杂钢结构设计探析 ·65·

定(含竖向地震作用),对转角连接体、悬挑平台及受

影响的相关范围(本项目取内侧二跨)构件承载力进

行中震弹性验算。

(3)大震弹塑性计算模型,进行大震作用下的弹

塑性时程分析,提供大震下的层间位移角。

(4)对转角连接体部分的楼板定义成弹性板 6,

进行小震和中震作用下的楼板应力计算,并根据计算

结果进行楼板配筋。

(5)对转角连接体、三层悬挑平台,截取单榀进

行计算。

(6)进行楼板舒适度分析和防连续倒塌分析。

4. 3 抗震性能目标

本项目中的转角连接体、三层悬挑平台及其相关

范围(本项目取内侧二跨) 在小震、中震作用下应满

足弹性设计要求,即结构完好、无损坏,不修理即可继

续使用,在大震作用下应满足不屈服设计要求,即结

构轻微损坏,一般修理即可继续使用。 为达到上述的

抗震设防要求,基于本项目的特点、难点以及其复杂

性,采用结构抗震性能设计方法进行结构抗震设计,

性能目标为 B 级,并参照《高层民用建筑钢结构技术

规程》 ( JGJ99 - 2015 )

[3] 及 《 建 筑 抗 震 设 计 规 范》

(GB50011 - 2010)

[2] 制定了相关结构构件的抗震性

能水准及控制要求,如表 2 所示。

4. 4 小震弹性分析

小震采用振型分解反应谱法分析,楼板采用全楼

弹性膜假定(含竖向地震作用),并考虑钢梁刚度放

大,进行小震弹性计算,主要计算结果如表 3 所示。

计算结果表明,除了第 4 层刚度比小于 1,按薄弱层考

虑进行地震剪力放大 1. 15 倍外,其余各项计算结果

均能满足设计要求。

表 2 结构抗震性能目标

地震水准 小震 中震 大震

整体抗震性能目标

损坏程度及继续使用可能性

结构完好、无损坏,不需修

理即可继续使用

结构一定程度损坏,修复

后可继续使用

结构比较严重损坏,但

不倒塌

层间位移角限值 1 / 250 - 1 / 50

分析方法 反应谱法 反应谱法 静力弹塑性

关键部位抗震性能目标

转角连接体、大悬挑结构 满足弹性设计要求 满足弹性设计要求 满足不屈服设计要求

悬挑结构内侧二跨支承结构 满足弹性设计要求 满足弹性设计要求 满足不屈服设计要求

表 3 小震弹性计算结果表

刚度比 周期及周期比 位移角 位移比 剪重比(% ) 振型质量参与系数(% )

X 向 0. 86(4 层)

Y 向 1. 01(4 层)

0. 7095(Y 向平动),0. 6378(X 向

平动), 0. 5603 ( 扭 转), 周 期 比

T3 / T1 = 0. 79

1 / 758(三层) 1. 38(五层) 7. 94 99. 2

1 / 897(三层) 1. 34(五层) 8. 03 99. 7

转角连接体及三层东南角悬挑平台最大变形计

算结果如表 4 所示,变形较小均能满足规范的要求。

表4 连接体及三层东南角悬挑平台最大变形计算结果表 mm

荷载工况 恒 + 0. 5 活 恒 + 0. 5 活 + 竖向地震

转角连接体 39 44

三层东南角悬挑平台 22 23. 5

4. 5 弹性时程分析

小震弹性时程分析采用了 7 条地震波(含 5 条

天然波和 2 条人工波),各条地震波峰值加速度均为

55 cm / s

2

。 计算结果表明,每条时程分析曲线计算所

得结构 底 部 剪 力 均 不 小 于 振 型 分 解 反 应 谱 法 的

65% ,多条时程分析曲线计算所得结构底部剪力的平

均值不小于振型分解反应谱法的 80% ,时程分析结

果与振型分解反应谱法的底部剪力较为一致,只在顶

部出屋面层地震剪力需要进行放大,为此在小震弹性

计算中将全楼统一地震作用放大系数填写为 1. 046,

规范谱与反应谱对比如图 10 所示。

4. 6 中震弹性计算

根据表 2 抗震性能目标[3]

,转角连接体、三层悬

挑平台及其相关范围(本项目取内侧二跨)需满足中

震弹性设计要求。 中震弹性分析采用振型分解反应

谱法,将水平地震影响系数最大值取为小震的 0. 34 /

0. 12 = 2. 83 倍,考虑荷载分项系数、材料分项系数和

承载力抗震调整系数,但不考虑内力调整系数。 中震

计算计入竖向地震作用,楼板按弹性膜假定和取楼板

膜面刚度 10% 并不考虑楼板面外刚度假定分别计

算,主要计算结果如表 5 所示,计算结果表明,在中震

作用下转角连接体、悬挑平台及其相关范围均能满足

中震弹性设计要求。

·66· 福 建 建 筑 2022 年

(a)

(b)

图 10 规范谱与反应谱对比图

表 5 中震弹性计算结果表

构件名称 斜柱 框架柱 框架梁

桁架

弦杆

桁架

斜撑

桁架直

腹杆

应力比 0. 84 0. 76 0. 75 0. 75 0. 83 0. 88

4. 7 大震弹塑性分析

基于本项目转角连接体、三层悬挑平台在计算地震

作用时均需考虑竖向地震作用的影响,故采用动力弹塑

性分析方法进行大震作用下的弹塑性变形验算。 大震动

力弹塑性分析采用了3 条地震波(含 2 条天然波和 1 条

人工波),大震地震波峰值加速度取 310 cm/ s

2

,地震波

同时沿 X 向、Y 向、Z 向输入,每条地震波峰值加速度

比主方向∶ 次方向∶ 竖向 = 1∶ 0. 85∶ 0. 65,大震弹塑性

分析主要计算结果如表 6 所示。 计算结果表明 X 向

和 Y 向的最大弹塑性层间位移角均在3 层,且都远小

于规范的规定值 1 / 50,能满足大震不倒的设防要求。

从 3 条地震波大震与小震基底剪力比计算结果可看

出,X 向均小于大震与小震水平地震影响系数最大值

之比 0. 72 / 0. 12 = 6. 0,大部分构件均处于弹性工作状

态,仅少数框架梁梁端出铰,且均能满足大震不屈服

设计要求。 Y 向大震与小震基底剪力比接近 6. 0,说

明转角连接体的大斜撑刚度很大发挥了关键作用,整

个结构接近处于弹性状态,绝大部分构件未出铰,仅

极个别框架梁梁端出铰,且能满足大震不屈服设计要

求。 在竖向地震作用下,转角连接体、悬挑平台及其

相关范围结构构件均未出现塑性铰,满足抗震性能

目标。

表 6 大震弹塑性分析结果表

输入方向 地震波

最大层间位移角

(位置)

基底剪力比

(大震/ 小震)

X 主方向

人工波 1 / 282(3 层) 5. 4

天然波 1 1 / 319(3 层) 4. 6

天然波 2 1 / 289(3 层) 5. 0

Y 主方向

人工波 1 / 215(3 层) 5. 9

天然波 1 1 / 272(3 层) 5. 8

天然波 2 1 / 215(3 层) 5. 7

4. 8 单榀分析

在不考虑转角连接体、悬挑平台的空间协调有利

的情况下,截取悬挑结构单榀模型,对其进行内力分

析和构件验算,并将结果与整体分析的计算结果进行

比较,计算结果比较可知,单榀模型计算结果稍有加

大,但两种方法的计算结果仍接近一致,且能满足结

构设计要求。

4. 9 楼板应力分析

转角连接体、三层悬挑平台及其相关范围(本项

目取内侧二跨)的楼板进行了小震和中震计算。 小震

作用下的楼板,按裂缝控制等级二级,采用混凝土抗

裂强度标准值作为控制连接板混凝土核心层开裂的

指标;中震作用下,采用水平钢筋的抗拉强度设计值

作为楼板承载能力的指标。 这些区域楼板根据小震、

中震下的楼板应力配筋,并针对不同楼层、不同区域

采用不同的加强措施,确保这些区域楼板能够满足抗

裂和强度要求,并在承载和传递竖向力的同时,能把

水平地震作用、风荷载传递和分配给竖向抗侧力构

件,确保形成一个完整的抗侧力结构体系。

4. 10 抗连续倒塌分析

本配套项目 2 号办公楼转角连接体 Y 向根部斜

柱是转角连接体悬臂桁架的重要支承构件,为确保转

角连接体的结构安全,应通过抗连续倒塌分析加强转

角连接体的结构强度及整体性,以避免连续倒塌。 本

配套项目 2 号办公楼转角连接体抗连续倒塌分析依

据《 高 层 民 用 建 筑 钢 结 构 技 术 规 程》 ( JGJ99 -

2015)

[3]的第 3. 9 节要求进行,由于为多层结构可不

考虑风荷载的组合工况,仅计算在竖向荷载作用下,

采用拆除构件方法每次拆除一根斜柱分别计算剩余

结构构件的承载力,计算分析时,按式(2)、(3)计算。

Rd≥β Sd (2)

Sd = ηd (SGk + 0. 5SQk) (3)

2022 年 08 期 总第 290 期 汤德英·某办公楼复杂钢结构设计探析 ·67·

Sd 、Rd 、β、SGk、SQk、ηd 见《高层民用建筑钢结构技

术规程》(JGJ99 - 2015)

[3]

。

构件截面承载力计算时,钢材强度取抗拉强度最

小值,主要计算结果见表 7。 从计算结果可知,除了

三层斜柱间拉接梁从外侧往里第 3 根(11 轴)斜柱失

效时处于最不利状态外,其余剩余结构构件均在最外

侧(13 轴)斜柱失效处于最不利状态,总之转角连接

体 Y 向根部斜柱失效后,相应杆件应力比均小于

1. 0,结构不会出现连续倒塌。

表 7 抗连续倒塌分析结果表

构件

名称

斜柱

内跨

框柱

梁

桁架

弦杆

桁架

斜撑

桁架直

腹杆

应力比 0. 83 0. 88 0. 86 0. 78 0. 77 0. 85

4. 11 楼盖结构舒适度分析

本项目转角连接体、三层悬挑平台均为大悬挑结

构,竖向变形较大,需进行楼盖结构舒适度验算[4,6]

,

以确保建筑物的正常使用功能。 楼盖结构舒适度主

要验算楼盖结构的竖向振动频率和竖向振动加速度

峰值不超过规范要求,当楼盖结构的竖向振动频率小

于 3 Hz 时,应进行楼盖结构的竖向振动加速度峰值

计算,以进一步判断楼盖舒适度是否满足规范要求。

根据规范要求楼盖结构舒适度验算时,恒载应采用楼

板实际结构上的荷载取值,一般比结构设计的荷载取

值要小,活荷载取 0. 5 kN/ m

2

。 本项目采用 SAP2000

软件对相关区域做频响分析和人行冲击荷载分析,分

析时应考虑 Z 向质量,以取得正确的舒适度验算结

果。 从结构整体竖向振型计算结果来看,转角连接

体、三层悬挑平台角部的楼盖结构竖向振动频率均为

2. 9 Hz,小于 3Hz,需补充楼盖结构的竖向振动加速

度峰值计算。

楼盖结构的竖向振动加速度峰值计算取转角连

接体屋面层端部和三层悬挑平台角部竖向变形最大

位置进行复核,采用人行行走荷载下的时程分析,人

行行走荷载按(4)

[7] 式计算,将第一阶荷载频率f

1 =

2. 9 Hz 代入(4)式后,可得(5)式。 楼盖结构舒适度

计算结果见表 8,从计算结果来看,模态分析和频响

分析的竖向振动频率结果接近一致,楼盖结构的竖向

自振频率虽然略小于 3 Hz,但对应的竖向振动加速度

峰值都远小于 0. 05 m / s

2

,能满足规范要求。

F(t) = 0. 29 [ e

- 0. 35f1 cos(2π f

1

t) + e

- 0. 70f1 cos(4π

f

1

t +

π

2

) + e

- 1. 05f1 cos(6π f

1

t +

π

2

) ] (4)

F ( t ) = 0. 29 [ e

- 1. 015

cos ( 5. 8πt ) + e

- 2. 03

cos

(11. 6πt +

π

2

) + e

- 3. 045

cos(17. 4πt +

π

2

) ] (5)

表 8 舒适度分析结果表

点位

模态分析

所得频率

(Hz)

频响分析

所得频率

(Hz)

时程分析所得

Z 向加速度

(m/ s

2

)

转角连接体 2. 89 2. 9 6. 333e

- 4

三层大悬挑角部 2. 94 2. 9 1. 343e

- 2

4. 12 节点分析

抗震钢结构构件连接设计应满足强连接弱构件

的概念设计,并考虑结构进入弹塑性阶段,具体可按

二阶段设计,即在弹性阶段构件连接承载力不应小于

构件的截面承载力,在弹塑性阶段构件连接极限承载

力不应小于构件的全塑性承载力。 本项目梁柱连接

设计采用钢柱外伸短钢梁方案,短钢梁与钢柱在工厂

采用梁翼缘盖板式加强型全焊接连接,将塑性铰外

移,短钢梁翼缘与钢柱采用全熔透坡口焊连接,短钢

梁腹板与钢柱根据腹板厚度采用双面角焊缝或 K 形

坡口对接焊,相应跨剩余钢梁与短钢梁拼接采用翼缘

全熔透坡口焊、腹板高强螺栓连接方案。 箱型支撑与

梁柱连接采用铰接计算刚接构造设计,箱型支撑与梁

柱连接及箱型支撑自身拼接连接均采用全熔透坡口

焊连接。 构件连接或拼接弹性验算可按式(6) ~ 式

(8)计算,构件连接极限承载力验算可见《建筑抗震

设计规范》 (GB50011 - 2010) 第 8. 2. 8 条,钢框架节

点处的抗震承载力验算可见《建筑抗震设计规范》

(GB50011 - 2010)第 8. 2. 5 条。

M

j≥Me = f Wn (6)

V

j≥Ve = f

v Awn (7)

N

j≥Ne = f An (8)

式中,M

j

、V

j

、N

j 分别为构件连接受弯承载力、受

剪承载力、受拉承载力;Me、Ve、Ne 分别为构件净截面

受弯承载力、受剪承载力、受拉承载力;f、f

v 分别为钢

材抗拉(抗压、抗弯)、抗剪强度设计值;Wn 为构件净

截面抗弯截面模量;Awn为构件腹板净截面面积;An 为

构件净截面面积。

5 结构设计措施

(1)转角连接体悬挑较大,从模型计算结果来

看,悬挑桁架上部弦杆(五层、屋面层框架梁) 受拉,

悬挑桁架下部弦杆(三层、四层框架梁)受压,悬挑桁

架跨层斜腹杆受拉,悬挑桁架往里第一跨柱间跨层斜

·68· 福 建 建 筑 2022 年

支撑均受压,悬挑桁架往里第二跨柱间跨层斜支撑均

受拉,框架柱除了悬挑桁架往里第三排柱(即 1 - R

轴)一层、二层受拉外,其余均受压,框架梁除了悬挑

桁架往里第二跨二层、三层框架梁受压外,其余框架

梁均受拉,具体如图 4 所示。 从上述构件受力特点来

看,转角连接体倾覆弯矩主要通过邻近 2 跨支撑框架

传递,对其余框架影响较小,尤其需要注意的是转角

连接体通过悬挑桁架往里第二跨柱间跨层斜支撑把

拉力传递给往里第三排框架柱(即 1 - R 轴)使得该

排框架柱一层、二层受拉,但由于上部楼层荷载的作

用,拉力均不大,加上地下二层的荷载柱脚轴力未出

现拉力,对基础设计和柱脚设计未产生显著影响。 转

角连接体及及受影响的相关范围(本项目取内侧二

跨)的构件及连接应根据规范结合受力特点验算,并

加强该区域楼板配筋,同时为避免钢柱在受拉处拼

接,钢柱拼接设在三层楼面位置。 三层悬挑平台因上

部楼层竖向荷载作用未出现邻跨框架柱受拉情况,为

施工方便,钢柱统一在三层楼面位置拼接。

(2)转角连接体通过设置支撑并对邻近二跨采取

加强措施确保悬挑结构传力路线直接可靠;转角连接

体、三层悬挑平台所在楼层下部结构进行加强以确保

抗剪承载力及避免刚度突变;对三层悬挑平台邻近二

跨钢梁进行加强,确保平滑过渡,避免刚度突变。

(3)根据转角连接体方案比选试算结果及施工

图整体模型计算结果,柱间支撑位置尤其转角连接体

支撑位置,钢框架梁有较大拉力或压力,钢框架梁应

按拉弯构件或压弯构件复核,对于地下室梁应采用型

钢混凝土梁确保受拉能力。

(4)转角连接体短向布置 4 榀跨层桁架,长向布置

3 榀跨层桁架(仅在根部一、二跨设斜撑,其余以空腹桁

架为主),双向桁架互为平面外支撑,跨层桁架平面内

刚度很大,足以支承和传递荷载,但平面桁架平面外刚

度较小,需通过加强楼层梁板刚度以形成整体受力,为

此除了楼板配筋加强、小震计算模型考虑楼板真实刚

度,采用弹性膜和中震计算模型楼板。 除采用膜面刚

度 10%并不考虑楼板面外刚度外,转角连接体范围内

次梁采用连续梁方案以加强桁架平面外的约束,加强

整体刚度,确保竖向荷载及水平荷载的传递。

(5)转角连接体、三层悬挑平台及相关范围的楼

板除了应满足小震、中震计算要求和双层双向配筋

外,还应加强组合楼板与钢梁的连接措施。 为此栓钉

布置参照组合梁计算结果并满足组合楼板的构造要

求进行布置。

(6)三层悬挑平台悬挑钢梁梁高较高,最大截面

为 H1800 × 550 × 30 × 35,为确保钢梁下翼缘的稳定,

除了限制板件宽厚比外,结合连续钢次梁加劲肋进行

加密设置,根部加劲肋间距不大于 0. 5hb 。

(7)本项目跨层支撑为主要构件,跨层支撑与钢梁

连接节点设计时,跨层支撑应贯通;箱型截面支撑与 H

型钢梁连接位置,H 型钢梁应在二侧设加强板形成箱

型截面;对复杂节点补充有限元分析,以确定节点设计

时的加强措施,如:箱型柱节点位置的壁厚、箱型柱加

劲肋的布置及厚度。 典型节点设计如图 11 所示。

图 11 典型节点设计图

(8)四层(标高 13. 20)西侧 45. 3 跨度的倒三角形

管桁架竖向荷载仅有自重和装饰铝板荷载,采用一端

不动铰支座,一端滑动支座,可不参与整体建模计算。

6 结论

(1)根据本项目的特点、难点,结合结构概念设

计,选用钢框架 - 支撑结构,有利于结构抗震和整体

结构安全。

(2)在“L” 形平面二端分别布置柱间支撑,加强

了结构的整体抗扭能力。

(3)转角连接体及其受影响范围,通过提高结构

抗震等级并进行抗震性能化设计,提高了转角链接体

的结构承载力和结构安全度。

(4)通过抗连续倒塌分析,判断关键部位的薄弱

构件,并采取针对性加强措施,确保结构安全。

参 考 文 献

[1] GB 50017 - 2017 钢结构设计标准[S]. 2017.

[2] GB50011 - 2010 建筑抗震设计规范[S]. 2016.

[3] JGJ99 - 2015 高层民用建筑钢结构设计规程[S]. 2015.

[4] JGJ138 - 2016 组合结构设计规范[S]. 2016.

[5] GB50009 - 2012 建筑结构荷载规范[S]. 2012.

[6] JGJ 3 - 2010 高层建筑混凝土结构技术规程[S]. 2011.

[7] 娄宇,黄健,吕佐超. 楼板体系振动舒适度计算[M]. 北

京:科学出版社,2012.

2022 年第 08 期

总第 290 期

福 建 建 筑

Fujian Architecture & Construction

No 08·2022

Vol·290

基于 ABAQUS 的嵌岩桩数值模拟研究

韩振华

(淄博市周村区建筑工程质量安全环保监督站 山东淄博 255300)

摘 要:嵌岩桩作为现阶段工程建设中应用最为广泛的基础类型,其岩石地基嵌岩桩承载力计算,是山区建筑基础设

计最为关键的过程。 为研究嵌岩桩承载变形性状随桩长、桩径、桩体模量、嵌岩深度等因素的变化情况,基于 ABAQUS

数值模拟方法开展研究,结果表明,嵌岩桩桩径增加,相同桩顶位移时桩顶荷载增加,桩径相同,嵌岩比不同时,桩端承

担桩顶的荷载随嵌岩比的增大而减小,桩侧摩阻力随桩径的增大而减小,桩身轴力传递率随着嵌岩比的提高而增大。

研究成果可为相类似的嵌岩桩基础工程设计计算提供借鉴。

关键词: 数值模拟;嵌岩桩;嵌岩比;桩侧摩阻力

中图分类号:TU4 文献标识码:A 文章编号:1004 - 6135(2022)08 - 0069 - 03

Numerical simulation of rock - socketed piles based on ABAQUS

HAN Zhenhua

(Zibo Zhoucun Construction Engineering Quality Safety and Environmental Protection Supervision Station,Zibo 255300)

Abstract:Rock - socketed piles are the most widely used type of foundation in the current stage of engineering construction. The calculation

of bearing capacity of rock - socketed piles in rock foundations is the most critical process in the design of building foundations in mountainous areas. In order to study the variation of load - bearing deformation characteristics of rock - socketed piles with factors such as pile

length,pile diameter,pile modulus,and rock - socketed depth,this paper conducts research based on the ABAQUS numerical simulation

method. When the top is displaced,the load on the top of the pile increases. When the pile diameter is the same and the rock - socketed ratio is different,the load on the pile top on the pile end decreases with the increase of the rock - socketed ratio,and the frictional resistance

on the pile side decreases with the increase of the pile diameter. The axial force transmission rate of the pile body increases with the increase of the rock - socketing ratio. The research results of this paper can provide reference for the design and calculation of similar rock -

socketed pile foundations.

Keywords:Numerical simulation; Rock - socketed pile; Rock - socketed ratio; Pile side friction

作者简介:韩振华(1986. 12 - ),男,工程师。

E-mail:290153771@ qq. com

收稿日期:2022 - 01 - 27

0 引言

嵌岩桩作为现阶段高速铁路桥梁工程建设中应

用最为广泛的基础类型,拥有单桩承载力大、安全性

高、稳定性较好等特点。 嵌岩桩承载过程中,不仅承

担上部结构自重产生的恒载,还需要承受桥梁结构在

运营期所受到的风、浪、交通等循环荷载作用。 Johnston 等[1]将桩 - 岩界面看作为混凝土 - 岩石界面剪切

运动,基于剪切力学机理,采用理论解析和室内剪切

试验,对界面剪切力学特性进行研究。 Hassan

[2] 利用

有限元计算软件对嵌岩桩受力特性进行分析。 Dai

等[3]利用模型试验证实现有的桩侧阻力计算方法,可

较好地反映平均桩侧阻力值。 陈小钰等[4] 利用嵌岩

桩现场试验结果,建立与岩石单轴抗压强度有关的桩

侧阻力计算模型。 Serrano 等[5] 根据 Hoek - Brown 强

度破坏准则,求解嵌岩桩嵌岩段侧阻力,并给出了相

应的极限侧阻力解析解。 叶观宝、戴国亮[6] 等基于

Hoek - Brown 破坏准则,对 Serrano 提出的的算法进

行了修正。 赵明华等[7]认为,桩 - 岩界面主要有滑动

剪胀和剪切滑移两个阶段,并给出了弹性区和塑性区

桩侧阻力解析解。 林育梁等[8] 修正了单桩荷载传递

法,采用数值模拟引入进传递函数,并与计算与实测

结果进行了对比分析,证明此方法能较好地模拟桩岩

的相互作用。 陈斌等[9] 指出,嵌岩桩存在着深度效

应,当嵌岩深度达到临界状态后,增加嵌岩深度,对桩

的侧摩阻力和桩端阻力的提高已不明显。 并给出了

侧摩阻力与基岩强度成指数关系公式。

·70· 福 建 建 筑 2022 年

为了研究嵌岩桩的某些工作性状,尤其是嵌岩桩

嵌岩段桩岩共同作用问题,本文基于 ABAQUS 数值,

模拟开展对嵌岩桩承载性能与桩径(D)、桩长(桩全

长嵌岩时 L = HR )、嵌岩比( n = HR

/ D) 的具体关系。

本文研究对相关类似工程提供借鉴与参考,具有重要

意义。

1 嵌岩桩有限元模型及参数

ABAQUS 是国际上先进的通用有限元分析软件,

具有大量不同类型的单元模型、材料模型、分析过程

等,能模拟非常复杂的工况、地质条件、边界条件等,

且省时省力,代价小。 它最大的优势,是其强大的非

线性功能,在处理各种不同材料、复杂荷载过程以及

变化接触条件承载力特性的影响,具有无可比拟的优

势,是目前使用最为广泛的数值软件之一。

为研究嵌岩桩承载变形性状随桩长、桩径、桩体

模量、嵌岩深度等因素的变化情况,对竖向荷载作用

下的计算模型进行了不同桩长、不同桩径、不同桩体

模量以及不同嵌岩深度的有限元计算:桩径 D = 50

mm、70 mm、90 mm,嵌岩深度取 L = 2D、4D、6D、8D,

桩体弹性模量 E 取 2. 7 × 10

9

Pa,岩石弹性模量 E 分

别取 6 × 10

8

Pa、2. 7 × 10

9

Pa、8. 1 × 10

9

Pa、13. 5 × 10

9

Pa、18. 9 × 10

9

Pa;岩石弹性模量与桩体弹性模量比

值,分别等于 0. 22、1、3、5、7。

研究表明,岩体的本构关系非常复杂。 通常,在

嵌岩桩承载性能的分析中,岩体的本构关系对数值模

型 的 有 限 元 分 析 起 着 重 要 的 作 用。 本 文 结 合

ABAQUS 有限元分析的特点,利用已有的岩体弹塑性

本构模型 Mohr - Coulomb 模型,模拟桩周岩土体的弹

塑性形为,桩体采用弹性模性,模型参数如表 1 所示。

关于桩体与岩土体的接触关系,本文采用绑定约

束来模拟。 该方法能有效实现接触界面位移协调。

经大量的研究验证,此种接触计算的结果,在桩身承

受荷载的弹性阶段和试验结果吻合较好。

表 1 材料参数表

类别

弹性模量

(Pa)

泊松比

重度

(kN/ m

3

)

粘聚力

(kPa)

内摩擦角

(°)

桩 2. 7 × 10

9 0. 22 21

砂岩 6 × 10

8 0. 3 24 522 20

考虑到问题的轴对称性,用轴对称问题进行模

拟,桩体采用 CAX8R(8 结点、轴对称、减缩积分),土

体采用 CAX4R(4 结点,轴对称,减缩积分单元)嵌岩

桩模型尺寸如表 2 所示。

表 2 桩体尺寸表 mm

桩径 D = 50 D = 70 D = 90

桩长 2D 4D 6D 8D 2D 4D 6D 8D 2D 4D 6D 8D

2 计算结果分析

2. 1 嵌岩比对嵌岩桩承载力的影响

从有限元结果图 1 中看出,不同嵌岩比关系下,

随着桩径的增大,桩顶加载值组件增加,桩顶荷载加

载值与桩径近似呈线性关系。 此外,出当模型桩桩径

不变,嵌岩比(n = HR

/ D)由 2D 变到 8D 时,各试桩 Q

- S 曲线会随着嵌岩比的增大而变得平缓。 在相同

桩顶荷载作用下,其桩顶沉降会随嵌岩比的增大而减

小;当桩径相同而嵌岩比增加时,其桩顶荷载增加量

总体会随嵌岩比的增加变得越平缓。 这一趋势与规

范[10]规定的嵌岩段侧阻和端阻综合系数,随嵌岩比

的增加而提高,但提高的幅度会随嵌岩比的增加而变

得越平缓的现象相一致。 当桩的嵌岩比相同,而桩径

改变时,试桩承载力增加的幅度,比通过仅仅增加试

桩嵌岩比的方法提高迅速。

图 1 桩径、嵌岩比与桩顶加载量的关系

2. 2 岩石弹性模量与桩体弹模比值不同对嵌岩桩承

载力的影响

如图 2 所示,基岩强度 Erock分别为 6 × 10

8

Pa、2. 7

× 10

9

Pa、8. 1 × 10

9

Pa、13. 5 × 10

9

Pa、18. 9 × 10

9

Pa,

Erock

/ Epile = 0. 22、1、3、5、7 时,荷载 - 沉降曲线(Q - S

曲线)。 计算参数:D = 90 mm,L = 9D,Eile = 2. 7 ×

10

9

Pa。同一荷载水平下,当基岩强度较小时,沉降很

大。 Er ock

/ Ep ile的比值较小时,增加岩石的强度将有效

提高桩基承载力,但利用增大岩石强度的方向提高嵌

岩桩承载能力是有限的。 如图 3 ~ 图 4 所示,在不同

Erock

/ Epile情况下,单桩极限承载力变化的趋势。 从图

中可以看出岩石弹模对嵌岩桩承载力的影响,Q(kN)

- lg(Erock

/ Epile)之间的关系近乎线性。

2022 年 08 期 总第 290 期 韩振华·基于 ABAQUS 的嵌岩桩数值模拟研究 ·71·

图 2 岩体弹性模量与桩顶荷载位移曲线关系的关系

图 3 Erock

/ Epile与桩顶加载量的关系

图 4 lg(Erock

/ Epile)与桩顶加载量的关系

3 结论

(1)模型嵌岩桩桩径增加,相同桩顶位移时桩顶

荷载增加,增加的幅度比简单通过增加嵌岩比的方法

要高很多。

(2)桩径相同,嵌岩比不同时,桩端承担桩顶的

荷载,随嵌岩比的增大而减小,4≤嵌岩比 < 6 时,桩

端阻力/ 桩顶荷载递减明显;当 6≤嵌岩比 < 8 时,桩

端阻力/ 桩顶荷载递减平缓。

(3)桩侧摩阻力,随桩径的增大而减小。

(4)桩身轴力传递率,随着嵌岩比的提高而增大。

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2022 年第 08 期

总第 290 期

福 建 建 筑

Fujian Architecture & Construction

No 08·2022

Vol·290

碎块状强风化片岩边坡降雨渗流稳定性研究

丁兴华

(福建省建专岩土工程有限公司福州分公司 福建福州 350001)

摘 要:为研究碎块状强风化片岩边坡在降雨渗流条件下的渗流过程及力学响应,以南平市西区生态城东侧边坡防护

工程为研究对象,研究场区的降雨特征、确定各层岩土体的物理力学参数,考察了降、停雨过程中边坡的孔隙水压力、

体积含水量和水力传导系数的演变规律,边坡稳定性的变化趋势。 研究表明,在降雨的过程中,随着时间增长边坡土

体孔隙水压力增加,含水量与水力传导系数亦随之增加,随着坡体内深度的增加,雨水对土体的影响逐渐减弱;在停雨

过程中,坡体表面土体的孔隙水水压力不断消减,含水量和水力传导系数均降低,内部土体仍受到雨水渗透的影响,表

现出一定的“迟滞”效应;边坡的稳定性系数先减小后增大的趋势。

关键词: 碎块状强风化;软弱岩质边坡;变形失稳;降雨渗流;边坡工程

中图分类号:TU4 文献标识码:A 文章编号:1004 - 6135(2022)08 - 0072 - 06

Study on Rainfall Seepage Stability of Fragmentary Strongly Weathered Schist Slope

DING Xinghua

(Fujian Jianzhuan Geotechnical Engeering Co. LTD Fuzhou Branch,Fuzhou 350001)

Abstract:In order to study the seepage process and mechanical response of fragmentary strongly weathered schist slope under the condition

of rainfall seepage,taking the slope protection project on the east side of the ecological city in the West District of Nanping City as the research object,the rainfall characteristics of the site are studied,the physical and mechanical parameters of each layer of rock and soil mass

are determined,and the pore water pressure and The evolution law of volumetric water content and hydraulic conductivity,and the change

trend of slope stability. The results show that in the process of rainfall,with the increase of time,the pore water pressure of slope soil increases,and the water content and hydraulic conductivity also increase. With the increase of slope depth,the influence of rainwater on soil gradually decreases; the pore water pressure of slope surface decreases continuously when the rain stops,with the water content and hydraulic

conductivity decrease in the meantime,while the internal soil is still affected by the infiltration of rain,showing a certain " hysteresis"

effect; The stability coefficient of slope first decreases and then increases.

Keywords:Fragmentary strong weathering; Weak rock slope; Deformation and instability; Rainfall seepage; Slope engineering

作者简介:丁兴华(1987. 03 - ),男,工程师。

E-mail:gong55285417407@ 163. com

收稿日期:2022 - 02 - 12

0 引言

近 20 年以来,我国基础设施建设活动日益频繁,

在地形起伏的福建地区修建道路、民用建筑等工程结

构物,受限于地形和场地空间,不可避免地需要开挖

岩土体,形成人工边坡。 为了保证工程建设期间边坡

的稳定性,也为了保证工程结构物运营期间的安全

性,在经济性分析的基础上,需要对边坡的稳定性进

一步分析,以确定是否需要采取人工加固措施[1]

。 片

岩作为一种具有典型片理构造的变质岩,强度较低,

极易风化。 受到构造作用和风化作用形成的碎块状

强风化片岩,其工程力学性质差,自然稳定程度低,在

降雨入渗的外部诱因作用下极易引发滑坡,冲击和掩

埋建筑物,造成人员伤亡和财产损失[2 - 3]

。

随着全球气候变化问题的日益严峻,异常气候和

极端天气现象越来越频繁地发生,连续暴雨、台风降

雨作为我国福建地区经常面临的降雨类型,极易引发

洪水、滑坡和泥石流[4]

。 在连续强降雨作用下,碎块

状强风化片岩边坡相比于完整的岩质边坡,具有更为

松散的结构,为降雨提供了更多的渗流通道。 同时,

在雨水的浸泡下,边坡的强度指标折减,因此,其稳定

性更差[5 - 6]

。 但是,在风化作用和降雨入渗作用双重

因素赢下的边坡稳定性更为复杂。 李超[7] 等人依据

三明市某高速公路边坡,考虑了石英片岩的不均匀和

各项异性,研究了雨水在顺层片岩边坡中的入渗过

2022 年 08 期 总第 290 期 丁兴华·碎块状强风化片岩边坡降雨渗流稳定性研究 ·73·

程;陈记[8]等人依据现场原位试验、深部位移监测和

数值模拟等综合手段,分析在役软岩边坡的变形机

理,并提出了以支挡工程为主,排水系统为辅的治理

措施;魏文凯[9]以贵广铁路 307 边坡为例,采用建立

室内物理模型的试验方法,分析降雨入渗条件下含裂

隙顺层软质岩体边坡的力学响应规律,指出,不同形

式的支挡结构,对边坡稳定性的增强效果具有明显差

别;次仁拉姆[10]采用强度折减法,分析降雨入渗条件

下,边坡的稳定性,以及采用预应力锚索加固时,锚索

轴力的变化规律。

本文以南平市西区生态城 A15、A16 地块东侧边

坡防护工程为研究对象,在岩土工程勘察成果的基础

上,分析场区边坡的工程地质条件,研究场区的降雨

特征,确定了各层土体的物理力学参数以及数值计算

的降雨过程。 通过建立边坡降雨入渗数值模型,考察

了降雨过程中边坡的孔隙水压力、体积含水量和水力

传导系数的演变规律、边坡稳定性的变化趋势,研究

成果可为降雨入渗叠加碎块状强风化作用的软岩边

坡加固提供依据。

1 工程概况及地质条件

1. 1 工程概况

南平市西区生态城 A15、A16 地块东侧边坡防护

工程位于南平市建阳区,G3 京台高速东侧,潭山大

道、长安路交汇处东北方向,交通便利。 场地西侧边

坡坡脚处为规划 A15、A16 地块用地,南侧为长安路,

其余方向均为山坡地。 因建设需要,原地形经初步开

挖形成多级高差,现状边坡最大累计高差约 63 m,现

状边坡基本成型。 但局部地段尚须按设计要求进一

步切坡,并按切坡后各边坡形态进行支护设计,边坡

全长约 330 m。 根据边坡的走向,边坡主要特征如表

1 所示。

1. 2 场区工程地质条件

场地岩土层按其成因、成分及力学强度不同共分

为 5 层,典型地质断面图如图 1 所示,边坡影响范围

内的岩土层物理力学参数如表 2 所示。 现将各岩土

层性质及均匀性分述如下。

图 1 典型地质断面图

表 1 边坡主要特征

边坡名称 边坡产状 坡顶设计标高/ m 坡底设计标高/ m 边坡设计高度/ m 边坡性质

拟建边坡

201°∠30° - 33°

270°∠28° - 31°

198. 0 ~ 247. 9 180. 0 ~ 184. 0 18. 0 ~ 63. 0 岩土组合边坡

表 2 边坡影响范围内的岩土层物理力学参数

土层名称

天然重度

γ / kN·m

- 3

直剪快剪 饱和快剪

黏聚力 c

/ kPa

内摩擦角 φ

/ °

黏聚力 c

/ kPa

内摩擦角 φ

/ °

渗透系数

k / cm·s

- 1

挡墙基底摩

擦系数 μ

岩土体与锚固体

极限黏结强度标

准值 f

rbk

/ kPa

承载力特征

值推荐值 fak

/ kPa

①杂填土 17. 5 10. 0 8. 0 1. 0 × 10

- 4 25 100

②粉质黏土 19. 0 22. 2 22 19. 6 19. 5 6. 0 × 10

- 6 0. 25 40 180

③砂土状强风化片岩 21. 0 27. 0 27. 0 22. 0 22. 0 1. 5 × 10

- 4 0. 35 100 350

④碎块状强风化片岩 22. 0 30. 0 30. 0 25. 0 25. 0 2. 8 × 10

- 4 0. 40 180 500

⑤中风化片岩 24. 0 40. 0 40. 0 35. 0 35. 0 1. 0 × 10

- 4 0. 60 300 2000

①杂填土(Q

ml

):褐黄色,松散,湿,主要成分为黏

性土,含少量碎石,局部含块石,硬杂质含量 15% ~

20% ,回填时间 1 年以上,欠固结、未经人工压实。 场

地内仅 ZK87 号钻孔(坡脚处的)有揭露,底板标高为

182. 50 m,层厚为 2. 50 m。

②粉质黏土(Q4dl ):砖红色,红褐色,可塑 ~ 硬

塑,主要成分以粉黏粒组成,切面稍有光泽,具黏性,

干强度中等,韧性中等,无摇震反应,坡积成因;该层主

要揭露于边坡上部,层顶标高 185. 65 m ~ 246. 10 m,揭

露厚度 1. 10 m ~1. 70 m。

③砂土状强风化片岩(Z1q ):灰黄色,纤状变晶结

构,片理构造,原岩主要矿物成分为长石、石英及云母

·74· 福 建 建 筑 2022 年

等组成。 长石大部分已蚀变成黏性土。 风化裂隙很

发育,裂隙面多以次生矿物及铁质氧化物所充填。 岩

芯呈砂土 ~ 碎屑状,完整程度为极破碎,属极软岩,岩

体基本质量等级为 V 级;该层在场地内部分钻孔有揭

露,层顶标高 167. 45 m ~ 245. 50 m(埋深 0. 00 m ~

1. 70 m),揭露厚度 2. 10 m ~ 7. 20 m。 按《建筑边坡

工程技术规范》 (GB 50330 - 2013),边坡岩体类型为

Ⅳ类。

④碎块状强风化片岩(Z1q ):灰黄色,纤状变晶结

构,片理构造,原岩主要矿物成分为长石、石英及云母

等组成,长石部分已蚀变成黏性土,风化裂隙很发育,

裂隙面多以次生矿物及铁质氧化物所充填,岩芯呈碎

块状,碎块手折可断,敲击声哑,合金钻具钻进时有拔

钻声。 岩体破碎,碎裂状结构,岩石点荷载抗压强度

为 2. 04 ~ 2. 97 MPa,属极软岩,岩体基本质量等级为

V 级,压缩性低,力学强度较高,但具有浸水易软化、

使强度降低的特性。 该层全场均有揭露,层顶标高

160. 25 m ~ 240. 70 m(埋深 0. 00 m ~ 7. 20 m),揭露

厚度 10. 10 m ~ 24. 10 m。 按《建筑边坡工程技术规

范》(GB 50330 - 2013),边坡岩体类型为Ⅳ类。

⑤中风化片岩(Z1q ):灰黄色,纤状变晶结构,片

理构造,原岩主要矿物成分为长石、石英及云母等组

成。 风化裂隙发育,裂隙面多以次生矿物及铁质氧化

物所充填,岩芯呈块状、短柱状,敲击声脆。 岩体较破

碎,裂隙块状结构,岩石抗压强度为 31. 40 ~ 44. 70

MPa,属较硬岩,岩体基本质量等级为Ⅳ级,岩石质量

指标 RQD = 50 ~ 80。 场地内钻孔均有进入该层,层顶

标高 141. 15 m ~ 220. 50 m(埋深 10. 80 m ~ 26. 30 m),

揭露厚度 5. 10 m ~8. 60 m。 按《建筑边坡工程技术规

范》(GB 50330 - 2013),边坡岩体类型为Ⅲ类。

根据区域水文地质资料,受季节性变化影响,本

场地常年水位变幅约为 2 m ~ 3 m;本场地范围近 3 ~

5 年地下水最高水位约在标高 170. 00 m,历史最高水

位为 173. 00 m。

2 场区降雨特征的分析

南平市建阳区位于福建省西北部武夷山南麓,属

中亚热带季风气候区,光热资源丰富。 季风环流显

著,冬短夏长,冬半年以偏北风为主,气温低,湿度小,

但无严寒;夏半年盛吹偏南风,气温高,湿度大,但无

酷暑。 年 降 水 量 1770 mm ~ 2400 mm, 年 均 气 温

17. 7℃ 。 3 ~ 9 月雨量占全年的 81% ~ 83% ,属湿季;

10 月至次年 2 月雨量仅占全年雨量的 17% ~ 20% ,

属干季。 1971 年至 2021 年,各月份的平均降雨量分

布如图 2 所示。 按照国家气象部门对降雨等级的分

类,如图 3 所示,建阳区的暴雨 ~ 特大暴雨的发生时

间具有集中连续的特点,主要集中在每年 4 ~ 7 月。

以 2010 年为例,建阳区发生了持续性暴雨 ~ 特大暴

雨的天气过程,具有持续时间长(到达 13 d)、过程雨

量大(965. 5 mm)、分布范围广(全境分布)、降雨强度

大(12 h 降雨量 275. 5 mm,为特大暴雨)。 边坡场区

地形复杂,在地带性和非地带性因素的综合作用下,

存在着众多的复杂的中小气候,并有“一山有四季,十

里不同天”的立体气候特点,加上建阳区的地质灾害

与降雨的强度、降雨时长具有明显的正相关关系,因

此选取合适的降雨过程,对边坡的稳定性分析具有十

分重要的作用。 据统计,南平市建阳区降雨实测大于

7 h 的暴雨(24 h 降雨量在 50 mm ~ 100 mm 之间)占

总站次的 90% 。 因此,研究采用的降雨过程按中间

值进行计算,即 24 h 降雨量为 70 mm,持续降雨时间

为 7 d,停止降雨时间为 3 d。

图 2 1971 年 ~ 2021 年建阳区各月份的平均降雨量分布

图 3 降雨强度等级分类标准

3 有限元模型的建立

如图 1 所示,选取边坡典型断面进行分析,边坡

高程计算范围为 160. 0 m ~ 246. 1 m,水平距离为范围

为 135. 0 m(钻孔 ZK2 ~ ZK84),并向坡顶(左边)适当

延伸 30. 0 m,向坡脚(右侧) 适当延伸 45 m。 采用

GEO - STUDIO 岩土分析软件,建立有限元计算模型

如图 4 所示,按软件内嵌的网格划分程序进行网格划

分,共取得单元 4323 个,节点 5179 个。 岩土体的各

2022 年 08 期 总第 290 期 丁兴华·碎块状强风化片岩边坡降雨渗流稳定性研究 ·75·

项物理力学参数均按表 2 取值,各层土的本构模型均

采用摩尔库伦本构模型。 考虑到岩土层的非饱和特

性,基于 Van Genucheten 土水特征方程,计算得到④

碎块状强风化片岩、⑤中风化片岩的土水特征曲线、

渗透系数函数分别如图 5 ~ 图 6 所示。

图 4 边坡数值模拟二维模型

图 5 渗透系数特征曲线

图 6 体积含水量特征曲线

4 边坡稳定性分析

图 7 ~ 图 8 分别为降雨过程 3 d、7 d 的边坡岩土

体孔隙水压力分布图,图 9 为降雨完成后且停雨 3 d

的边坡岩土体孔隙水压力分布图。

图 7 降雨过程 3 d 的边坡岩土体孔隙水压力分布图

图 8 降雨过程 7 d 的边坡岩土体孔隙水压力分布图

图9 降雨完成后且停雨3 d 的边坡岩土体孔隙水压力分布图

从图 7 ~ 图 9 中可以看出,随着降雨过程的发展,

边坡土体的含水量逐渐增加,导致其孔隙水压力出现

明显变化。 降雨过程 7 d,相对于降雨过程 3 d,边坡

坡面的孔隙水压力等值线明显下降,且坡脚处孔隙水

压力等值线则出现明显的累积上升,表明雨水与逐渐

向坡体内渗透,并发生了从坡顶向坡脚渗流的过程;

停雨 3 d 后,边坡坡面的孔隙水压力等值线略有抬

升,而坡脚处的孔隙水压力则逐渐消散,出现水位下

降现象。

为更好地反映降雨过程和停雨过程边坡体内孔

隙水压力、体积含水量以及水利传导系数的变化过

程,选取距离为 75 m 处断面,沿高程方向,按坡面高

程 236 m 向下每间隔 1 m 选取一个观测点,共选取 7

个监测点进行数据分析,结果如图 10 ~ 图 12 所示。

从图 10(a)中可以看出,在 7 d 的降雨过程中,边

坡坡体表面的土体(坐标点(60,236)、(60,235))孔

隙水压力迅速增加,而在停雨 3 d 时,坡体表面雨水

迅速排除、渗透,导致孔隙水压力出现降低;在边坡坡

体内部的土体(坐标点(60,234) ~ (60,230)),随着

时间的增长,孔隙水压力均表现为增加的趋势,甚至

在停雨后也表现出增长的规律。 且离坡表越近的点,

其增长速率越大,而离坡表越深(高程越小)的点,其

增长速率越小。 坡体深部土体的孔隙水压力增长之

前,有一段的平稳期,表明坡体表面的雨水还没有渗

透该点,而随着离坡表越深(高程越小)的点,这段平

稳期的时间长度也越长,表现出一定的“迟滞”效应。

从图 10(b)中可以看出,在降停雨过程中,同一

时间点的孔隙水压力曲线均随着高程的降低而迅速

降低,在坡体表层(高程范围为 233 m ~ 236 m)土体

·76· 福 建 建 筑 2022 年

受到的影响较大,而坡体内部(高程 233 m 以下)土体

受到的影响较小。

类似地,分析图 11 和图 12 中体积含水量、水力

传导系数随降停雨过程的变化曲线,可以得到与孔隙

水压力随降停雨过程一致的变化规律。

综合以上分析可知,随着降停雨过程的时间增

长,雨水由表及里向坡体内渗透,边坡土体的孔隙水

压力增加,含水量上升,基质吸力减小,土体表面出现

暂态饱和区,水体不断向坡脚排泄,造成坡脚处孔隙

水压力抬升。 但随着坡体内深度的增加,雨水随时间

的增加而逐渐对其造成影响;在停雨过程中,坡体表

面土体的孔隙水水压力不断消减,含水量降低,基质

吸力增加,而边坡内部的土体仍受到雨水渗透的影

响,表现出一定的“迟滞”效应。

(a)孔隙水压力随降停雨时间的变化过程

(b)孔隙水压力在边坡土体内不同高程处的分布

图 10 孔隙水压力随降雨过程的变化曲线

(a)体积含水量随降停雨时间的变化过程

(b)体积含水量在边坡土体内不同高程处的分布

图 11 体积含水量随降雨过程的变化曲线

(a)水力传导系数随降停雨时间的变化过程

2022 年 08 期 总第 290 期 丁兴华·碎块状强风化片岩边坡降雨渗流稳定性研究 ·77·

(b)水力传导系数在边坡土体内不同高程处的分布

图 12 水力传导系数随降雨过程的变化曲线

图 13 为降、停雨过程中,边坡的稳定性系数变化

过程。 从图中可以看出,边坡的稳定性系数变化大致

分为 3 个阶段,分别为迅速降低期、缓慢降低期、微弱

提高期。 在降雨的 2 d 内,边坡的稳定性系数迅速降

低,从 1. 520 降低至 1. 236,降低幅度约 19% ,而降雨

2 d 至降雨 7 d,边坡的稳定性系数仍呈现下降的趋

势,但降低幅度较低,边坡受降雨影响减弱。 因此,在

边坡的加固和防护工程中,应注重对降雨前期边坡的

稳定和加固;在停雨后 1 d,边坡仍继续减小,呈现一

定的“迟滞” 效应。 而在随后的停雨过程中,随着坡

体内孔隙水压力的消减,有效应力增加,土体强度回

升,因此,其稳定性系数有微弱的提高。

图 13 边坡稳定性系数与时间的变化关系

5 结论

以南平市西区生态城 A15、A16 地块东侧边坡防

护工程为研究对象,通过建立边坡降雨入渗数值模

型,研究降雨入渗条件下,碎块状强风化片岩边坡的

渗流过程以及稳定性响应,得到以下几个结论:

(1)在降雨过程中,随着时间的增长,雨水由表

及里向坡体内渗透,边坡土体的孔隙水压力增加,土

体表面出现暂态饱和区,水体不断向坡脚排泄,造成

坡脚处孔隙水压力抬升。 但随着坡体内深度的增加,

雨水随时间的增加,逐渐对其造成影响;在停雨过程

中,坡体表面土体的孔隙水水压力不断消减,而边坡

内部的土体仍受到雨水渗透的影响,表现出一定的

“迟滞”效应;体积含水量、水力传导系数随降停雨过

程的变化过程,与孔隙水压力一致。

(2)边坡的稳定性系数变化大致分为 3 个阶段,

分别为迅速降低期、缓慢降低期、微弱提高期。 在降

雨初期,边坡稳定性系数降低迅速,而后进入缓慢降

低期。 边坡受降雨影响减弱,并在停雨后 1 d,仍有减

小,表现出一定的“迟滞” 效应。 而在随后的停雨过

程中,随着坡体内孔隙水压力的消减,有效应力增加,

土体强度回升,因此,其稳定性系数有微弱的提高。

参 考 文 献

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2022 年第 08 期

总第 290 期

福 建 建 筑

Fujian Architecture & Construction

No 08·2022

Vol·290

预应力锚索抗滑桩在不利结构面边坡支护中的应用研究

苏文生

(福建省建筑设计研究院有限公司 福建福州 350001)

摘 要:在边坡支护治理过程中,预应力锚索抗滑桩作为一种节约占地、抗滑性能好的支挡措施,得到广泛应用。 通过

理论分析、有限元数值模拟、现场监测等方法,对三明某学校边坡治理工程进行研究分析,并对比分析悬臂式与桩锚式

抗滑桩,探讨预应力锚索抗滑桩在不利结构面边坡支护中的应用。

关键词: 预应力锚索抗滑桩;结构面;数值模拟

中图分类号:TU4 文献标识码:A 文章编号:1004 - 6135(2022)08 - 0078 - 05

Research on the application of anti - slide pile with prestressed anchor cable in treatment of

geotechnical slopes with unfavorable rock discontinuity

SU Wensheng

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

Abstract:In the process of slope protection,the prestressed anchor cable anti - slide pile has been widely used as a kind of retaining measure which can save space and has good anti - slide performance. . In this paper,through theoretical analysis,finite element numerical simulation,on - site monitoring,a school slope treatment project in Sanming was studied and analyzed,and the cantilever anti - slide pile and

pile - anchor anti - slide pile were compared,the application of anti - slide pile with prestressed anchor cable in the slope support of unfavorable structural plane is discussed.

Keywords:Stabilizing piles with prestressed anchored cables; Rock discontinuity ; Numerical analysis

作者简介:苏文生(1980. 1 - ),男,高级工程师,注册土木工程师(岩土)。

E-mail:371019149@ qq. com

收稿日期:2022 - 02 - 10

0 引言

福建属于丘陵山地,闽西北一带广泛分布沉积

岩,层面常夹泥岩形成软弱结构面,即便在风化岩中,

仍然残留有结构面。 当结构面倾向与边坡倾向一致,

或接近一致时,即为不利结构面,对边坡稳定性起控

制作用。 这种情况下,边坡治理有效的方法,是采用

抗滑桩,研究抗滑桩具有一定的工程意义。

常规的抗滑桩支挡结构其受力模式类似于悬臂

梁,桩身弯矩、剪力都相对较大,随着滑坡推力的增

大,桩身截面积增加较快,变形也较大;在桩顶或者桩

顶下设置一排或多排预应力锚索后,由于锚索的约

束,将大大改善桩身受力情况,抗滑桩桩身内力大大

降低,桩身截面尺寸、配筋及相应减少。 增设预应力

锚索后,预应力锚索抗滑桩实际变成为被动抗滑结

构,抗滑桩受力状态更加合理[1 - 3]

,进而可以更好的

控制边坡位移。

预应力锚索抗滑桩锚固机理、加固后的稳定性分

析、设计与计算方法及锚索的预应力损失,仍然是一

个亟待深入研究的课题,本文通过工程实例,采用有

限元法,对悬臂式与桩锚式抗滑桩进行对比分析,并

进行了监测,取得了良好的效果。

1 工程案例

1. 1 工程概况

三明市某边坡工程场地为丘陵地貌单元。 根据

建筑设计要求,场地坡脚需挖方整平。 在拟建消防通

道两侧形成两级挖方边坡,消防通道宽度 6 m ~ 7 m,

通道以上边坡高度约为10. 0 m,通道以下边坡高度约

4. 50 m,切坡边坡总高度 14. 5 m,后缘自然山坡坡度

约为 20° ~ 40°,山体高度约 100 m。

根据勘察报告,场地以粉砂岩风化岩为主,表层

存在一定厚度的坡积土,边坡为土质边坡,边坡安全

等级为一级,粉砂岩地层产状 27 ~ 50°∠15 ~ 20°,与

坡向接近。 由于场地条件限制,通道下边坡需垂直开

挖,开挖后出露粉砂岩风化岩。 因此,粉砂岩层面(风

化岩中残留层面为软弱面)为不利结构面,对边坡稳

2022 年 08 期 总第 290 期 苏文生·预应力锚索抗滑桩在不利结构面边坡支护中的应用研究 ·79·

定性起控制性作用。 粉砂岩遇水后极易软化,处理不

当,极易引发大型滑塌事故,后果严重,必须进行相应

的边坡支护,下边坡采用抗滑桩,无疑是最好的支护

形式。

表 1 岩土体的物理力学参数表

岩土层名称

天然重度

γ

饱和重度

γsat

平均厚度

泊松比

r

弹性模量

E

锚固体极

限粘结强

度标准值

f

rbk

直接快剪 饱和快剪

内聚力

C

内摩擦角

Φ

内聚力

C

内摩擦角

Φ

kN/ m

3

kN/ m

3 m MPa m/ d kPa 度 kPa 度

①杂填土 18. 0 18. 3 2. 81 0. 45 10 - 12 15 10 12

②含碎石粉质粘土 20. 2 20. 7 9. 82 0. 38 13 80 18. 09 24. 20 11. 20 18. 65

③全风化粉砂岩 18. 8 19. 5 3. 50 0. 40 140 85 28 24 18. 5 20

④砂土状强风化粉砂岩 19. 8 20. 0 18. 19 0. 32 180 110 30 28 27 25

1. 2 场地岩土工程条件

本工程边坡主要为土质边坡,岩土层物理力学特性

如表1 所示,层面强度参数 C =15. 0kPa,Φ =16. 0°。

场地地下水按埋藏条件及性质,可分为上层滞

水、风化岩中孔隙 - 裂隙承压水。 场地地下水较丰

富,勘察期间量测砂土状强风化岩等几层的混合稳定

水位埋深最浅为 0. 5 m,场地南侧及北侧坡体上均发

现有风化岩层裂隙水出露,对本工程产生影响的汇水

面积约 60 000 m

2

;现有边坡的排水较通畅,地面水流

对坡脚有冲刷作用。

1. 3 边坡支护方案与设计

本场地位于山坡坡脚地段,边坡上部为含碎石粉

质粘土,边坡中下部为全风化粉砂岩及砂土状强风化

粉砂岩,地层层面与边坡面倾向基本相同,且倾角比

边坡坡脚缓。 在存在临空面、开挖和暴雨等不利条件

下,边坡沿结构面易发生顺层滑动。

(1)边坡稳定性影响因素分析

该边坡是土质边坡,边坡稳定性由边坡高度、坡

度、岩土体抗剪性能和不利结构面等因素控制。 另

外,大气降雨对坡面岩土体有冲刷作用,雨水下渗形

成地下水,增加滑坡体自重,地下水浸泡岩土体致使

岩土体强度明显降低对边坡稳定性影响也较大。 特

别是边坡中下部风化粉砂岩层间的结构面,遇水后抗

剪强度急剧降低。 其次,人类的工程活动破坏了山体

原始平衡,对边坡的稳定性有很大的影响。 特别是掏

挖坡脚将在坡脚处产生应力集中,易造成边坡失稳。

(2)支护方案

本工程边坡支护难点主要体现为:①环境条件较

复杂,坡脚北侧紧挨拟建大楼,影响敏感,场地使用条

件受限,无放坡空间。 ②下级边坡坡顶为车行通道,

边坡后期的变形,对通道的正常使用产生的影响至关

重要,稍有不慎,可能造成坡顶车道倒塌,引发伤亡事

故。 ③场地山坡体含水量较为丰富,坡体风化岩层间

结构面在不利条件下,极易发生顺层滑动。 经技术及

经济性比选,本工程上边坡采用格构式预应力锚索,

下边坡采用抗滑桩。 为减少雨水下渗和地下水边坡

稳定的影响,在坡顶、平台、坡脚设置截、排水沟,坡体

设置仰斜泄水孔。

(3)计算分析

本边坡支护采用桩锚式抗滑桩,典型边坡支护

剖面如图 1 所示,本文主要针对下级边坡( 桩锚支

护)进行分析。 取风化岩层交线形成的结构面产状

为 35°∠15°,冲孔灌注桩桩径为 ϕ1. 0 m,桩距为

1. 5 m,嵌固深度为 6. 5m,桩长为 11 m;冠梁采用

1. 6 m × 0. 6 m,混凝土强度等级为 C30。 桩顶锚索

采用 4 根钢绞线,锚索水平间距为 2. 5 m,预应力锚

索采用钻机成孔,入射角向下 20°,孔径为 ϕ180,锚

索长 24 m,锚固段长 19 m。

采用理正岩土 6. 5 设计软件进行边坡稳定性计

算,将上级边坡荷载折算为超载及考虑拟建消防通道

车载作用,坡顶按满布荷载 200kPa 模拟加载计算。

计算得到,桩身最大位移为 11. 2 mm,位于桩顶位置,

桩身最大弯矩为 661. 9 kN·m,距桩顶 6. 2 m,最大剪

力为 374. 7 kN,距桩顶 4. 5 m。 锚索分配的水平拉力

164. 1 kN。 计算得到,滑动面的位置稳定安全系数为

2. 296(一般工况)及 2. 001(饱和工况),满足规范要

求。 图 2 桩身位移图表明:预应力锚索抗滑桩挠度沿

高程往下逐渐减小,桩身最大挠度发生在桩的顶端,

桩顶部受下侧的约束力较弱。 由于桩身的位移,预应

力锚索抗滑桩在抗滑过程中,可能会增加其附近滑体

的受力和变形,进而可能在此区域出现塑性区。

图 3 桩身配筋弯矩图表明:预应力锚索抗滑桩处

于开挖段所受弯矩沿高度的分布,不是呈线性分布

的;开挖深度范围内的桩所受弯矩最大值,比整根桩

的最大弯矩小,桩身所受最大弯矩发生在开挖段以下

部分,即嵌固段所处位置为桩身配筋重点部位。

·80· 福 建 建 筑 2022 年

图 1 代表性边坡支护剖面

图 2 桩身位移图 图 3 桩身配筋弯矩图

2 数值模拟

为了更直观的对比悬臂式抗滑桩和预应力锚索

抗滑桩的支护效果,针对上节所分析剖面,本文采用

迈达斯 GTS 软件建立三维有限元边坡加固模型单元

网格,在桩身截面尺寸、配筋、桩长等相同条件下,对

比分析预应力锚索抗滑桩和悬臂式抗滑桩桩身变形

大小。 迈达斯 GTS 软件是国际上公认的岩土工程数

值分析的主流分析工具,在实际工程中应用广泛,其

计算结果的可靠性得到业内的普遍认可[4]

。 通过

GTS 软件对实际工程的数值模拟,可以更直观看到支

护结构的支护效果。

本文采用三维实体模型对抗滑桩、冠梁和三层岩

土体建模,采用 1D 植入式桁架模拟锚杆并施加预应

力,采用 2D 板单元模拟喷射混凝土。 模型尺寸 65 m

(长) × 16. 5m(宽) × (14. 5 ~ 40)m(高),抗滑桩采用

直径为1m 的圆截面,桩长为 11 m,桩间净距为0. 5 m,嵌

固深度 6. 5 m,锚杆长 21 m ~ 27 m。 模型建立后共有

2022 年 08 期 总第 290 期 苏文生·预应力锚索抗滑桩在不利结构面边坡支护中的应用研究 ·81·

42 304 个单元。 土体根据地质条件分为三层,分别是

含碎石粉质粘土、全风化粉砂岩和砂土状强风化粉砂

岩,视为摩尔 - 库伦弹塑性材料,锚索、抗滑桩材料参

数如表 2 所示。 三维有限元边坡加固模型单元网格

划分如图 4 所示,GTS 软件计算得到的普通抗滑桩桩

身水平位移云图如图 5 所示,预应力锚索抗滑桩桩身

水平位移云图如图 6 所示。

表 2 锚索、抗滑桩材料参数

方法 材料参数

弹性模量

(MPa)

泊松比

r

重度 γ

(kN/ m

3

)

锚索 钢绞线 195 000 0. 18 39. 1

抗滑桩 C30 混凝土 30 000 0. 25 38. 8

图 4 三维有限元边坡加固模型网格

图 5 悬臂式抗滑桩桩身水平位移云图

图 6 预应力锚索抗滑桩桩身水平位移云图

图 5 悬臂式抗滑桩桩身水平位移云图表明:抗滑

桩挠度沿高程往下整体减小,桩身最大挠度发生在桩

的顶端,桩身最大位移为 25. 1 mm。

图 6 预应力锚索抗滑桩桩身水平位移云图表明:

预应力锚索抗滑桩挠度沿高程往下整体减小,桩身最

大挠 度 同 样 发 生 在 桩 的 顶 端, 桩 身 最 大 位 移 为

14. 4 mm,桩身挠度变化规律及大小与理正岩土 6. 5

设计软件极限平衡法计算所得结果接近。

相对于悬臂式抗滑桩而言,预应力锚索桩加固后

的桩顶位移减小约 42% ,预应力的施加大大减小了

桩身的最大位移,因此,在普通抗滑桩的基础上加设

预应力锚索特别有效。 由于预应力锚索改变了桩的

力学模型,改变了以往抗滑桩受力状态,使桩由悬臂

改变成了类似于简支梁或其他超静定结构,致使桩身

在相同的土压力作用下,桩内、外两侧的应力大大减

小,进而可减小桩身截面尺寸和缩短支护桩长,经济

性更好[5]

。

3 边坡支护应用效果与监测

为验证下级边坡预应力锚索抗滑桩支护效果,本

文对下级边坡坡顶 X(垂直支护桩方向),Y(平行支

护桩方向)方向位移监测结果进行分析。

该项目在下级边坡支护坡顶布设了水平位移观

测点,观测点编号为 C15、C16、C17、C18、C20、C21、

C22、C23。 边坡坡顶 X、Y 方向水平偏位量测结果如

图 7 ~ 图 8 所示。 从监测位移的时程曲线图中可看

·82· 福 建 建 筑 2022 年

出,目前下级边坡边坡支护坡顶观测点 X 方向最大水

平位移、Y 方向偏位为 9mm 及 14mm,均未超过设计

及相关规范要求的安全限值(20mm),边坡处于稳定

状态。 实施效果表明,采用预应力锚索抗滑桩方案,

是安全、可靠的。

图 7 监测点位 X 方向偏位监测变化曲图

图 8 监测点位 Y 方向偏位监测变化曲图

4 结论

(1)预应力锚索抗滑桩及悬臂式抗滑桩挠度,沿

高程往下逐渐减小,桩身最大挠度发生在桩的顶端,

桩顶部受下部嵌固端的约束力较弱。

(2)预应力锚索抗滑桩所受弯矩沿桩身的分布

不是呈线性分布的;位于开挖断面以上的桩身弯矩最

大值较整根桩的最大弯矩要小,即桩身所受最大弯矩

发生在开挖段以下部分,嵌固段所处位置应加强

配筋。

(3)相对于悬臂式抗滑桩支挡结构,预应力的施

加,大大减小了桩身的最大位移。 因此,在抗滑桩顶

部加设预应力锚索特别有效,大大减小桩身内力,从

而可减小抗滑桩桩身截面尺寸和桩长,相对于悬臂式

抗滑桩支挡结构具有更好的经济性。

参 考 文 献

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2022 年第 08 期

总第 290 期

福 建 建 筑

Fujian Architecture & Construction

No 08·2022

Vol·290

某高边坡滑塌原因分析与治理工程探析

周 凯1 龚文耀2

(1. 建设综合勘察研究设计院有限公司深圳分院 广东深圳 518054;

2. 广东中煤江南工程勘测设计有限公司深圳分公司 广东深圳 518055 )

摘 要:结合广东省广州市某高边坡滑塌案例,分析边坡滑塌的主要原因及工程重难点,提出应急处置方案,并通过滑

塌治理方案,选型分析确定适合于本工程的治理方案。 结合稳定性分析和现场实际监测成果,该治理方案安全可靠、

治理效果较为明显。

关键词: 高边坡;滑塌;原因分析;治理方案

中图分类号:TU4 文献标识码:A 文章编号:1004 - 6135(2022)08 - 0083 - 05

Analysis on causes analysis and treatment project of a high slope collapse

ZHOU Kai

1 GONG Wenyao

2

(1. Shen zhen Branch of China Institute of Geotechnical Investigation and Surveying Co. Ltd. ,Shenzhen 518054;

2. Shen zhen Branch of Guangdong China Coal Jiangnan Engineering Surveying and Designing Co. Ltd. ,Shenzhen 518055)

Abstract:Combined with the case of a high slope in Guangzhou,Guangdong Province,the causes of slope collapse and the important and

difficult points of the project are analyzed,the emergency disposal plan is proposed. Through the type selection analysis,the suitable treatment scheme is determined. Combined with the stability analysis and the actual monitoring results,the treatment scheme is safe and reliable,and the effect is obvious.

Keywords:High sope; Collapse; Cause analysis; Treatment programme

作者简介:周凯(1986 - ),男,工程师。

E-mail:279498114@ qq. com

收稿日期:2022 - 03 - 01

0 引言

随着我国城市化、工业化的快速推进,城市发展

空间拓展和耕地保护之间的矛盾日益严峻,城市可供

新开发用地越来越少。 为保障城市和农村的可持续

性发展,山地开发成了近年来的房地产行业重要

趋势。

山地开发往往伴随着灾害或引起灾害,主要以边

坡滑塌为主,对人民的财产安全和人身安全影响巨

大。 为满足边坡的安全可靠性和经济合理性,对高边

坡滑塌病害分析和滑塌治理方案选型尤为重要。

本文结合高边坡滑塌案例,主要分析研究该高边

坡滑塌原因,并对治理方案进行分析。

1 工程概况

1. 1 原设计工程概况

本工程位于广州市增城区,原状山地总体坡率为

1∶ 2 ~ 1∶ 3,原状山体坡脚部分已经进入规划建筑方案

范围内。 为满足建筑方案使用要求,需在红线范围内

形成高陡的削方边坡。

规划建筑位于山体南侧,边坡坡脚为消防通道,

红线范围内边坡高度约 17. 5 m;红线外原状边坡经

现场踏勘未发现有泥石流、古滑坡、崩塌及水土流失

等现象,山体植被茂密。 经计算,原状山体整体稳定

性满足要求。 红线范围内高边坡原设计方案为:按

两级放坡考虑,边坡坡率 1∶ 0. 7,采用锚杆 + 格构梁

的支护形式,格构梁间堆叠植生袋进行绿化护面,如

图 1 所示。

图 1 边坡原设计剖面图

1. 2 工程地质条件

根据详勘报告,该段边坡钻探揭露的主要土层,

分别为粉质粘土(4. 5 m 厚)、全风化花岗岩(6. 0 m

·84· 福 建 建 筑 2022 年

厚)和强风化花岗岩(10. 0 m 厚)。 全部土层倾角约

23. 5°,粉质粘土、全风化花岗岩、强风化花岗岩受亲

水矿物影响,有吸水性强、遇水易软化崩解特性。

土层参数见表 1,图 1 中所示土层分界为勘察报

告提供。

表 1 土层物理力学指标

土层名称

重度

(kN/ m

3

)

粘聚力

c/ kPa

内摩擦角

φ/ °

粘结强度标准值

qsk

/ kPa

粉质粘土 17. 80 24 17 60

全风化花岗岩 18. 20 34 25 90

强风化花岗岩 19. 00 50 28 150

1. 3 水文地质条件

勘察期间为枯水季节,未能测得地下水位。 地下

水位受地形及季节性气候影响波动较大,年水位变化

幅度较大。 场地属径流区和补给区,场地地下水主要

接受大气降水补给。

场地内地下水类型,主要为第四系孔隙水和基岩

裂隙水,水量及动态变化受季节影响大,主要补给来

源为大气降水和地表水的渗入。

1. 4 滑塌概况

滑塌时项目正处于 9 月多雨季节,上部第一级边

坡锚杆格构梁已经施工完成,并完成锚杆张拉锁定;

第二级边坡已经开挖完成,锚杆格构梁均未施工。 暴

雨过后,造成第二级边坡滑塌,并牵引引起第一级边

坡格构梁下部土体滑塌,滑塌高度 12 m ~ 14 m,滑塌

范围宽约 35 m,滑塌土方约 1000 m

3

。 滑塌后的现状

剖面图(图 2),图 2 中所示土层分界,为根据开挖揭

露的现状土层进行推测绘制。

图 2 边坡滑塌后现状剖面图

2 滑塌原因分析

边坡滑塌原因主要归结为几类:地质因素、工程

建设、气候、地下水、人为管理等因素[1 - 2]

。 本工程造

成滑塌,是由多方面原因联合造成的。

2. 1 边坡岩土体的地质情况影响

从图 1 剖面图分析,设计边坡开挖范围内地层主

要为粉质粘土、全风化花岗岩和强风化花岗岩;从现

状开挖及滑塌揭露的地层情况分析,边坡开挖深度范

围内地层主要为粉质粘土(图 2),局部位置可见全风

化花岗岩。 根据开挖揭露的推测,现状土层分别为粉

质粘土(11. 0 m 厚)、全风化花岗岩,与设计所采用的

地层相差较大。 项目现场未及时反馈地层差异,仍按

原设计方案实施,是产生滑塌的重要因素。

另外,粉质粘土、全风化花岗岩和强风化花岗岩

遇水易软化变形和崩解,物理力学性质差,土体抗剪

强度降低,为滑塌提供了有利的物质条件。

2. 2 气候条件影响

广州受东南热带季风的影响,雨量充沛,年降雨

量为 1689 mm ~ 1877 mm,雨量集中在 3 ~ 10 月,雨季

降雨量占全年的 85% 左右。 连续的强降雨对已开挖

裸露坡体产生严重冲刷和破坏,雨水入渗坡体后土体

含水量增大,抗剪强度大大降低,同时增大坡体重度,

易引起边坡滑塌,是此次边坡滑塌的主要因素。

2. 3 地下水影响

边坡开挖后,坡面发现“泉眼”渗流水,现场未采

取有效的泄排水和引流措施,造成边坡冲刷和表层崩

塌现象;连续强降雨后,雨水入渗坡体,泉眼渗流水加

大,易使坡体内部土体饱水甚至引起水土流失,同时

增加了坡体的渗透力,易加剧滑塌的风险。

2. 4 排水影响

该设计边坡上部存在高大的原始未开发山坡,汇

水面积大,边坡施工过程中设计坡顶未施工截洪沟,

坡脚未设置临时排水沟,上部山体汇水不能有序泄

排,大量的山洪水直接冲刷已开挖裸露的坡面,长时

间的冲刷、入渗和侵蚀,严重破坏坡体及其稳定性。

2. 5 施工及管理因素

现状揭露地层情况与原设计方案地层情况有较

大出入,且项目未及时反馈设计单位进行复核,严重

违背边坡的动态设计动态施工的原则;未按设计要求

分层开挖、施工,土方一次性开挖到底,且支护结构未

及时施工,雨季裸露土体未及时覆盖或采取硬化措

施,雨水冲刷侵蚀严重。

2. 6 原设计稳定性计算分析

该边坡工程设计安全等级为一级。 利用理正岩

土计算软件,采用刚体极限平衡法简化毕肖普法[3]进

行求解,对原设计方案不同工况和不同土层条件下进

行稳定性分析,计算结果如表 2 所示。 从结果分析,

在原设计土层和刷坡工况下,边坡处于基本稳定状

2022 年 08 期 总第 290 期 周 凯,龚文耀·某高边坡滑塌原因分析与治理工程探析 ·85·

态;在原设计土层和支护工况下,边坡处于稳定状态;

在现状土层和刷坡工况下,边坡处于不稳定状态;在

现状土层和支护工况下,边坡处于基本稳定状态。 因

此,下雨期间,在现状土层情况下,进行支护施工边

坡,存在滑塌风险。

表 2 稳定性分析计算结果

方案 稳定性系数 稳定状态 备注

1 - 1 1. 102 基本稳定 原设计土层和刷坡工况

1 - 2 1. 714 稳定 原设计土层和支护工况

2 - 1 0. 746 不稳定 现状土层和刷坡工况

2 - 2 1. 214 基本稳定 现状土层和支护工况

3 滑塌治理方案

3. 1 工程重难点分析

边坡滑塌临时处置方案和治理方案是否合理,需

要结合边坡滑塌原因和重难点,有针对性提出相关治

理方案。 本项目重难点如下:

(1)强降雨季节,滑塌边坡应急处置措施的快速

选取尤为重要,可有效防止高边坡二次滑塌。

(2)该段边坡存在一定数量的渗流通道(即“泉

眼”),深层土体泄水的设计需要重点考虑。

(3)开挖揭露土层与附近地勘钻孔不符。 在无

法进行施工补勘的前提下,应采用冗余度设计原则,

保证边坡安全。

(4)滑带土体抗剪强度参数的确定。 土质边坡

稳定计算分析和设计时,土体抗剪强度指标值的选用

合理与否,对边坡稳定性分析的结果有重要影响。 使

用过高或过低的指标来设计边坡,就会发生滑坡的危

险,或导致边坡治理费用增加。 因此,如何合理确定

边坡土体抗剪强度指标值,显得尤为重要[4 - 5]

。

3. 2 应急处置方案

暴雨季节,雨水的入渗和冲刷极易引起边坡的二

次滑塌。 为防止边坡的二次滑塌灾害,采取坡脚反压

土台的方式,确保现状边坡的稳定性。 坡脚反压土台

法是最快速有效的处置措施,该边坡从滑坡到坡脚反

压土台,仅用了 4 h 完成。 土台高度 10 m,顶宽 4 m,

为后续滑塌治理提供有利条件,如图 3 所示。

坡顶完善截水沟,有序截排上部山体汇水,防止

雨水无序的二次冲刷破坏坡体。

3. 3 滑塌治理方案选型

边坡滑塌治理应综合考虑滑塌规模、原因、水文

地质、工期等因素,采取卸载、反压、加固、排水、防护

等措施。 因边坡滑塌诱因较多,往往多措施并举效果

图 3 边坡滑塌应急处置方案

较好,单一措施治理效果不太理想。 综合考虑治理的

合理性、经济性、安全性和施工可行性,初步提出 4 种

边坡滑塌加固方案,进行分析选型:

(1)按原设计坡率重新施工锚杆格构梁

该方案主要思路:上部已施工锚杆格构梁保留,

对反压土方重新分层分段进行锚杆格构梁施工。 存

在问题:反压土方为雨季应急堆填,填土含水量高,在

未采取有效的超前支护的前提下,开挖土方易造成边

坡沿原滑裂面滑塌,且无法有效减少坡体水渗流的影

响。 该种方案不可行。

(2)削坡 + 锚杆格构梁

该方案主要思路:对上部和下部边坡进行削坡处

理,刷掉滑裂面以内的土体,设计坡率保持不变,重新

设计锚杆格构梁支护。 存在问题:削坡后,边坡高度

增加,支护施工难度和支护成本增加,且需废除上部

已施工锚杆格构梁造成无效成本;因红线内用地空间

有限,向外削坡必然造成放坡坡顶出红线。 根据与国

土、林业以及村委沟通结果不允许出红线。 该种方案

不可行。

(3)上部锚杆格构梁 + 下部土钉墙临时支护 +

下部重力式挡墙

该方案主要思路:上部已施工锚杆格构梁保留,

对反压土方重新分层分段开挖施工土钉墙,然后进行

重力式挡墙的施工。 存在问题:增加一道土钉墙施工

工序,需分层分段施工,工期较长;下部土体被水浸泡

饱水,土体性状较差,且 10 m 高重力式挡墙地基承载

力要求高,现状基底土层的地基承载力无法满足。 挡

墙下需要进行地基处理,造价高、工期长;重力式挡墙

人工砌筑质量差是普遍存在的问题,不建议采用。 该

种方案不可行。

(4)上部锚杆格构梁 + 土体旋喷桩加固 + 下部

抗滑桩 + 锚索

该方案主要思路:上部已施工锚杆格构梁保留,

·86· 福 建 建 筑 2022 年

对反压土方抗滑桩施工段进行土体旋喷桩加固,土体

加固后,施工抗滑桩,然后分层分段施工锚索。 优点:

反压土方为雨季施工,填土过程伴随下雨,填土含水

量较大,土体旋喷桩加固后可以降低抗滑桩(人工挖

孔桩)的成孔施工过程中的塌孔风险,同时增大土体

的抗剪强度;抗滑桩作为超前支护,可以有效防止地

下水渗流对边坡稳定的影响,同时可以有效减小暴雨

季节对边坡的影响;抗滑桩 + 锚索的联合支护结构,

支护刚度大,应对地质条件和水文地质条件变化能力

强;抗滑桩 + 锚索支护结构在冗余度设计中比较有

利,安全可靠度高。 存在问题:造价相对较高。 该种

方案可行。 本项目边坡治理选用该方案,具体滑塌治

理方案如图 4 所示。

图 4 边坡滑塌治理方案

3. 4 坡体排水方案

设置 3 排坡体深层泄水孔,深层泄水孔水平间距

均为 3. 6 m,长度 12 m,仰角 8°。 第一排设置在第一

级坡坡底,第二、三排设置在抗滑桩中间位置和坡底

位置,如图 4 所示。

4 治理方案稳定性分析

根据边坡滑塌情况和现状土质情况,并综合考虑

边坡设计的安全度,以及边坡滑塌对土体的影响,计

算模型土层分布和取值从格构梁顶往下土层情况如

下:上部 4. 5 m 按粉质粘土取值(原设计参考地层为

粉质粘土);中间 4. 0 m 按粉质粘土折减 0. 5 取值(原

设计参考地层为全风化层,开挖揭露为粉质粘土,产

生滑塌后局部为填土反压,且主要处在滑裂面内),该

取值是综合分析文献[2] 中室内试验反复直剪试验

数据和现场水平推剪试验后,取残余强度和现场直剪

试验的平均值作为计算依据,约为峰值强度的 0. 5

倍;下部 2. 5 m 位于滑塌面以下未扰动区,按粉质粘

土取值(原设计参考地层为全风化层,开挖揭露为粉

质粘土);坡脚以下土层按全风化土取值。 根据该地

区类似工程经验,暴雨工况土层抗剪强度取值,均按

天然工况下土层抗剪强度指标的 0. 8 倍取值。

为简化计算,上部锚杆格构梁和旋喷桩加固土体

作为安全储备,不考虑其对边坡的稳定性有利作用;

安全稳定性分析只考虑抗滑桩 + 锚索的作用。

采用传递系数显示解法,将桩后潜在滑动面以上

土体划为 2 个条块,桩前滑体抗力由锚索、被动土压

力提供,潜在滑动面位于粉质粘土中,滑面抗剪强度

指标按 0. 5 倍折减取值,稳定性计算结果如表 3 ~ 表

4 所示。

表 3 一般工况下稳定性计算成果

条块号

条块面积

m

2

条块重力

kN

倾角

α / °

滑面长度

m

滑面抗剪强度

粘聚力 kPa 内摩擦角°

传递系数

滑面条块作用力/ kN 总作用力/ kN

抗滑力 下滑力 抗滑力 下滑力

剩余下

滑力/ kN

稳定系数

1 96. 70 1721 60. 4 20. 5 12 8. 5 0. 75 373. 12 1496. 17 373. 12 1496. 17 1123. 05 0. 249

2 107. 40 1911 26. 5 9. 8 12 8. 5 0. 00 373. 19 852. 60 651. 87 1970. 10 1318. 23 0. 331

桩前抗力 / / / / / / / / / 2368. 03 / 1318. 23 1. 796

表 4 暴雨工况下稳定性计算成果

条块号

条块面积

m

2

条块重力

kN

倾角

α / °

滑面长度

m

滑面抗剪强度

粘聚力 kPa 内摩擦角°

传递系数

滑面条块作用力/ kN 总作用力/ kN

抗滑力 下滑力 抗滑力 下滑力

剩余下

滑力/ kN

稳定系数

1 96. 70 1721 60. 4 20. 5 9. 6 6. 8 0. 75 298. 22 1496. 17 298. 22 1496. 17 1197. 95 0. 199

2 107. 40 1911 26. 5 9. 8 9. 6 6. 8 0. 00 298. 01 852. 60 520. 75 1970. 10 1449. 35 0. 264

桩前抗力 / / / / / / / / / 1933. 94 / 1449. 35 1. 334

2022 年 08 期 总第 290 期 周 凯,龚文耀·某高边坡滑塌原因分析与治理工程探析 ·87·

经计算:一般工况下安全系数为 1. 796,暴雨工况

下安全系数为 1. 334,均大于规范要求。

5 治理方案实施结果分析

边坡治理应遵循动态设计施工的原则,尤其是现

场监测信息必不可少。 以监测指导设计施工,并通过

监测结果最终验证边坡的安全稳定性。 本项目通过

一个雨季的监测数据,边坡到第 8 个月时,基本无变

化处于稳定状态。 监测结果表明,边坡运行情况良

好。 监测数据如图 5 所示。

图 5 边坡监测数据

6 结语

该边坡滑塌治理工程 2016 年 9 月开始施工,

2016 年 11 月整治完成。 根据监测资料显示,边坡累

计水平位移最大值小于 20 mm;从发展趋势看,变形

已趋稳定。 通过该边坡滑塌治理工程,对边坡设计和

治理有以下几点认识:

(1)高边坡滑塌成因复杂,不同项目有不同的特

殊性。 应根据不同地质情况、水文特征、气候、施工等

多方面做滑塌原因分析,提出针对性的处理措施,多

措施并举,效果较为明显。

(2)应遵循动态设计施工的原则,施工过程中揭

露的异常问题要及时反馈设计进行验算复核;通过监

测数据指导设计和施工,验证边坡的安全稳定性。

(3)滑塌采用“坡脚堆土反压应急处置 + 上部锚

杆格构梁 + 土体旋喷桩加固 + 下部抗滑桩 + 锚索 +

坡体深层排水”多措施并举的综合治理方案,治理效

果良好,提高了边坡稳定性,消除了滑坡隐患。

(4)当原勘察未提供暴雨工况下土体抗剪强度

指标,及滑带土体未取得抗剪强度指标时,文中稳定

性分析中抗剪强度参数的取值方法,可做参考。

参 考 文 献

[1] 冯飞龙. 某高边坡滑塌治理工程设计实例分析[ J]. 广东

土木与建筑,2017,24(2):70 - 72.

[2] 齐文博. 湖南岭口麻疯村滑坡稳定性评价及工程治理技

术[J]. 地质灾害与环境保护,2019(3):17 - 23.

[3] GB50330 - 2013 建筑边坡工程技术规范[S]. 北京:中国

建筑工业出版社,2013.

[4] 张玉成,杨光华,胡海英,等. 某滑坡体滑带土抗剪强度

试验研究[C]. 第三届全国岩土与工程学术大汇论文

集,2009,11(6):231 - 236.

[5] 林鲁生,蒋刚,白世伟,等. 土体抗剪强度参数取值的统

计分析方法[J]. 岩土力学,2003,24(2):277 - 280.

2022 年第 08 期

总第 290 期

福 建 建 筑

Fujian Architecture & Construction

No 08·2022

Vol·290

盖挖逆作法在某地铁基坑中实践与探索

董崇林

(上海市隧道工程轨道交通设计研究院 福建福州 350014)

摘 要:以某地铁盖挖逆作法基坑为例,分析地铁基坑自身特点及周边环境的基础,分析全盖挖逆作法基坑设计的总

体思路及施工方法的比选,对以往盖挖逆作法基坑容易形成质量问题的关键节点提出针对性的改进措施。 采用有限

元软件分析了盖挖逆作法基坑中地下连续墙的水平位移、临近建筑的变形、地面沉降的数值模拟值,通过与后期现场

实际施工效果的对比分析,证明针对关键节点改进措施的实用性,以及逆作法基坑对自身及周边环境变形控制的有效

性,验证了在特定环境下,盖挖逆作法在地铁基坑中应用的合理性。

关键词: 盖挖逆作法;地铁基坑;关键节点;环境影响

中图分类号:TU4 文献标识码:A 文章编号:1004 - 6135(2022)08 - 0088 - 06

Practice and Exploration of Cap Excavation Inverse Construction Method

in a Subway Foundation Pit

DONG Chonglin

(Shanghai Tunnel Engineering & Rail Transit Design AND Research Institute,Fuzhou 350014)

Abstract:In this paper,taking a foundation pit with cover - excavation inversion method for a subway as an example,based on the analysis

of the characteristics of the foundation pit itself and the surrounding environment,the general idea of the design of the foundation pit with

full - cover excavation inversion method and the comparison of construction methods are elaborated. Targeted improvement measures are put

forward for the key joints that are easy to cause quality problems in the foundation pit with cover - excavation inversion method. The horizontal displacement of the underground continuous wall in the foundation pit with cover By comparing and analyzing the numerical simulation

values of deformation and ground settlement of adjacent buildings with the actual construction effect in later stage,the practicability of improvement measures for key joints and the effectiveness of inverse construction method for foundation pit deformation control of itself and

surrounding environment are proved,and the rationality of application of cover excavation inverse construction method in Subway foundation

pit under specific environment is verified.

Keywords:Reverse cover excavation; Subway foundation pit; Key nodes; Environmental impact

作者简介:董崇林(1988. 01 - ),男,工程师。

E-mail:454783190@ qq. com

收稿日期:2022 - 01 - 18

0 引言

随着城市的发展与扩容,在中、大型城市,轨道交

通以其快捷、高效的优势,已成为公共交通中重要组

成部分。 截止 2021 年,中国开通轨道交通的城市数

量从 2015 年的 26 个增长到 51 个;6 年间,开通轨道

交通的城市数量几乎翻倍[1]

。 随着地铁的不断建设,

城市中心区域成为地铁的必经之路。 而该区域一般

都是交通繁忙、紧邻高楼、周边管线密集,故在该区域

基坑设计中,需考虑尽可能早恢复路面交通、控制周

边路面沉降及建构筑物变形、减少管线改迁次数。 同

时,基坑自身还需具有较高的安全性。 鉴于以上特

点:盖挖逆作法是在城市中心修建地铁中的一种有效

方法,具有占用道路空间少、对周边影响小、施工工期

短等优势。

本文以福州市轨道交通 4 号线一期工程市中心

某车站为例,研究盖挖逆作法在地铁深基坑工程中的

设计思路,对以往盖挖逆作法基坑容易形成质量问题

的关键节点提出针对性的改进措施;对比分析了周边

影响的数值分析结果与实际监测结果,为类似工程设

计和建设提供一定的借鉴。

1 工程概况

1. 1 车站概况

本车站沿城区交通主干道东西向设置,主干道为

双向 6 车道 +2 条非机动车道,道路红线间距为 40 m,

两侧建筑物最小处间距为 44 m,场地条件非常有限。

车站为地下二层岛式车站,基坑总长214. 6 m,标准段

2022 年 08 期 总第 290 期 董崇林·盖挖逆作法在某地铁基坑中实践与探索 ·89·

宽 19. 7 m,基坑深 18. 5 m ~ 21. 7 m。

主体施工过程中,距离车站基坑较近的建构筑物

有:西北侧“砼 3 ~ 9”建筑、采用 Φ500 锤击沉管灌注

桩,距离车站最近处为 7. 5m;东北侧“砼 6 ~ 9”建筑、

采用沉管灌注桩,桩径∅500 mm,距离车站最近处为

3. 9 m;东侧为河,采用浆砌石基础,基础埋深 3. 0 m,

距离车站最近处为 5. 0 m ,总平图如图 1 所示(图中

正北朝上)。

1. 2 工程地质和水文地质条件

根据详勘报告结果,基坑范围土层从地面往下分

别为: < 1 - 2 > 杂填土、 < 2 - 4 - 1 > 淤泥、 < 3 - 1 - 1

> 粉质粘土、 < 4 - 1 - 1 > 粉质粘土、 < 4 - 7 > 粗砂

(含泥)、 < 7 - 1 > 强风化花岗岩。 地下水属于潜水类

型,稳定水位埋深为 3. 80 m ~ 7. 10 m,土层主要参数

如表 1 所示。

图 1 车站总平面图

表 1 土层主要参数表

岩土分层 岩土名称

E0

(MPa)

ρ

(kN/ m

3

)

C

(kPa)

Φ

(°)

μ Kh

(Mp / m)

KV

(Mp / m)

1 - 2 杂填土 4000 17. 5 8 15 0. 48 9 8

2 - 4 - 1 淤泥 2000 15. 7 11 7 0. 48 7 6

3 - 1 - 1 粉质黏土 10 000 18. 8 24 17. 7 0. 38 25 22

4 - 1 - 1 粉质粘土层 12 000 18. 8 28 18. 1 0. 38 25 22

4 - 7 粗砂(含泥) 15 000 18. 5 3 33 0. 30 50 45

7 - 1 强风化花岗岩 50 000 19. 2 30 28 0. 28 200 22

注:表中符号含义:E0 :变形模量;ρ:天然密度;c:粘聚力;φ:内摩擦;μ:泊松比;Kh;水平基床系数;KV:垂直基床系数。

2 施工方法比选

深基坑施工方法,一般可采用明挖顺作、(半)盖

挖顺作、盖挖逆作三种施工方法。 明挖顺作法施工较

为简单、快捷,是地铁施工中常用的施工方法,但是需

要占用较大的场地、对周边的影响较大、需对管线进

行临时改迁或者悬吊。 因此,在周边环境复杂的条件

下,受到一定的限制;(半)盖挖顺作法仅在铺盖施工

过程对周边影响较大,铺盖施工完成后在铺盖下进行

结构施作,铺盖下结构施作可占用较小场地,且对周

边影响小;盖挖逆作法除具备以上(半) 盖挖顺作法

的优势外,由于采用逆作板作为支撑,支撑刚度大,所

以对基坑变形的控制具有很好的效果,且可以尽快将

管线恢复原位。 但采用盖挖逆作法时,部分结构节点

比较复杂,需结合工程实际情况,对关键节点进行针

对性设计。

本地铁基坑围护结构方案的确定,主要考虑以下

因素:①地铁基坑规模较大,基坑开挖外包尺寸为

214. 6 m × 19. 7 m,端头井范围深度达到 21. 7 m,开挖

时候基坑自身风险很大; ②基坑开挖范围土层较差,

有较深的淤泥层;③基坑位于城市主干道下方,施工

过程中需保证车道借一还一;④基坑周边和建筑物距

离非常近,施工过程中对车站周边建筑物的变形需严

格控制。

综合以上各个因素,要求围护结构有较大的刚

度,以控制临近建构筑物的变形,还要保证在施工期

间尽量少占用上方道路、减少基坑施工过程中对周边

的影响。 根据以往地铁基坑设计和施工中经验,若采

用明挖顺作法施工,基坑变形较难控制。 尤其是地铁

基坑周边环境较为复杂,加上钢支撑应力松弛的影

响,基坑变形难以很好控制,且明挖顺作法占用场地

较大。 结合以上分析综合比选:施工方法选用盖挖逆

作法施工。

3 围护结构设计

3. 1 围护结构方案

围护结构采用刚度较大的地下连续墙,内支撑采

用刚度较大的逆作顶板 + 逆作中板 + 一道砼支撑,对

位于逆作板底下 3 m 范围的淤泥层采用三轴搅拌桩

抽条加固,逆作顶板上方作为施工场地,顶板上预留

出土孔,围护结构横剖面如图 2 所示。

3. 2 关键节点优化设计

盖挖逆作法基坑相比于顺作法基坑,存在以下关

键难点: