加固效果（精选九篇）
加固效果 篇1
强夯是反复将夯锤提到高处使其自由下落, 给地基以冲击和振动能量, 将地基土夯实, 从而提高地基承载力, 降低其压缩性, 改善地基性能。目前, 应用强夯法处理的工程范围很广的, 有工业与民用建筑、仓库、油罐、贮仓公路和铁路路基、飞机场及跑到码头。
强夯加固地基虽然在工程上得到广泛应用并取得巨大的经济和社会效益, 但由于其加固机理的复杂性, 强夯的设计计算理论仍不完善, 强夯加固地基的效果主要只能依据夯后的检测来确定。
强夯加固地基的检测方法可分为室内实验和原位测试两大类。不同方法检测得到的加固程度与效果可能并不相同, 与实际情况吻合也有所不同。
1 台山电厂煤场西区软基处理强夯试验区加固效果检测
1.1 工程场地及强夯概况
台山发电厂位于广东省台山市填头镇南约20km的铜鼓湾内, 西、北、东三面为低山丘陵环抱, 南邻南海。煤场西区表层为素填土, 未经压实, 尚处于松散状态, 其下厚约为5.00m~8.00m的淤泥层及淤泥质土, 部分地段在淤泥层及淤泥质土发育厚度约2.40m~5.00m含淤泥粉砂层或淤泥中粗砂, 属压缩性较高的土层, 其承载力标准值较低, 应对素填土、含淤泥粉砂采取地基加固处理, 以满足堆放燃料的要求。
按软基加固常规要求, 为了检验该场地是否能采用强夯实施处理, 并为强夯施工提供设计依据, 本工程开辟了900m2的试验区进行对比试验, 以便确定各强夯技术参数如:单击夯击能、夯击击数、间隔时间、夯击点布置、夯击遍数等。本试验区采用4遍夯 (4个能级) 。本工程设计为第一、第二 (4000kN.m、3500 kN.m) 按8m×8m两遍布置整体呈梅花形, 施打主夯点, 加固深层。第三遍 (3000kN.m) 夯打前整平施工场地, 重新测定夯点, 位置取一、二遍夯点间的插点, 施打夯点。第四遍 (1000 kN.m) 再次整平施工场地, 采用夯印重叠0.3D的满夯以击实表层。
1.2 检测概况
据《台山发电厂A号、B号机, 煤场强夯试验区检测大纲》, 检测任务的内容及数量:钻探取土孔, 3个 (加固前1个, 加固后2个, 深16m) ;标贯, 孔6个 (加固前后各3个, 孔深15m, 每米做一次标贯) ;静力触探孔5个 (加固前2孔, 加固后3孔, 孔深15米) ;载荷试验, 2组 (加固前后进行) ;增加重型动力触探方法, 6孔 (加固前2孔, 加固后4孔) 。
1.3 检测成果分析
1.3.1不同检测方法成果
重型动力触探试验成果夯前夯后对比:1) 素填土:击数夯前1~17, 夯后2~10;击数平均值夯前3.5, 夯后4.4, 增长2.6%;承载力夯前85.5 kPa, 夯后242 kPa, 增长183%;2) 粗砂:击数夯前1~5, 夯后5~12;击数平均值夯前1.6, 夯后7.2, 增长32.5%;承载力夯前94kPa, 夯后244 kPa, 增长160%;3) 含淤泥粉砂:击数夯前2~6, 夯后4~5;承载力夯前163kPa, 夯后145 kPa, 增长-11.4%。
标准贯入试验成果夯前夯后对比:1) 素填土:击数夯前0.4~17, 夯后2~10;击数平均值夯前3.5, 夯后4.4, 增长2.6%;承载力夯前85.5 kPa, 夯后242 kPa, 增长183%;2) 粗砂:击数夯后8~14;击数平均值夯后20, 增长32.5%;承载力夯后287kPa, 增长160%;3) 含淤泥粉砂:击数夯前1~7, 夯后5~10;击数平均值夯前3.3, 夯后7, 增长112%;承载力夯前夯后都小于140kPa。
静力触探的比贯入阻力及由经验公式计算地基承载力和压缩模量的结果夯前夯后对比:1) 素填土:锥头侧阻力夯前2.91, 夯后3.69, 增长26.8%;压缩模量夯前6.66, 夯后7.33, 增长10.1%;承载力夯前80 MPa, 夯后171MPa;平均侧壁摩擦力夯前19.3MPA~45.3 MPa, 夯后19.3MPa~45.3 MPa;2) 粗砂:锥头侧阻力夯前2.21, 夯后8.0, 增长232%;压缩模量夯前6.63, 夯后18.3, 增长176%;承载力夯前126 MPa, 夯后234Mpa, 增长86%;平均侧壁摩擦力夯前3.7MPa~5.6 MPa, 夯后27.3MPa~40.4 MPa;3) 含淤泥粉砂:锥头侧阻力夯前0.74, 夯后1.3, 增长75.7%;压缩模量夯前3.4, 夯后5.15, 增长51.5%;承载力夯前80 MPa, 夯后93MPa;平均侧壁摩擦力夯前2.0MPa~3.0 MPa, 夯后3.6MPa~5.3 MPa。
室内土工试验成果、地基土物理力学指标夯前夯后对比:1) 素填土:含水量夯前25.2%, 夯后22.4%;天然重度夯前18.15, 夯后18.3;比重夯前2.61, 夯后2.63;孔隙比夯前0.819, 夯后0.708;饱和度夯前81.7%, 夯后68.8%;液限夯前38.0, 夯后39.3;塑限夯前24.7.夯后28.2;压塑系数夯前0.5, 夯后0.32;压塑模量夯前3.83, 夯后1.60;粘聚力夯前15.3, 夯后16.2;内摩擦角夯前38.1, 夯后35.5;2) 含淤泥粉砂:含水量夯前23.1%, 夯后27.0%;天然重度夯前20.7, 夯后19.2;比重夯前2.68, 夯后2.68;孔隙比夯前0.643, 夯后0.667;饱和度夯前95.8%, 夯后91.3%;液限夯前24.4, 夯后25.0;塑限夯前17.1.夯后16.6;塑性指数夯前7, 夯后10;压塑系数夯前0.19, 夯后0.27;压塑模量夯前8.70, 夯后8.2;粘聚力夯前8.7, 夯后13.9;内摩擦角夯前37.1, 夯后35.9;3) 粗砂:含水量夯前15.6%, 夯后11.8%;天然重度夯前19.2, 夯后20.8;比重夯前2.64, 夯后2.65;孔隙比夯前0.589, 夯后0.429;饱和度夯前69.9%, 夯后73.8%;
由以上对比可知, 不同指标变化的幅度相差较大, 物理力学指标变化幅度较小, 但f、E的提高幅度较大, 且幅度也较大。变幅在竖向上变化上不均匀, 且变化规律因指标而异。
不同方法的承载力和变形指标比较可知, 动力触探检测得出的承载力和变形模量变化较大。粗砂承载力提高幅度最大达到160%, 素填土承载力提高原来的一半, 对于含淤泥粉砂则有所降低;对于变形模量各土层均有所提高, 提高的幅度由大到小一次为粗砂—含淤泥粉砂—素填土。静力触探检测得到的承载力和变形模量变化较大, 特别是对粗砂, 变化很大。
3 结论
1) 在强夯加固效果的检测中, 不同方法检测出来的承载力大小依据土层的变化而变化;
2) 在强夯加固效果的检测中, 不同方法检测出来的变形模量大小依据土层的变化而变化;
3) 在强夯加固效果的检测中, 不同方法检测出来的承载力和变形模量变化是不一致的;
4) 在强夯加固效果的检测中, 承载力和变形模量的变化没有统一的规律;
5) 在强夯加固效果的检测中, 由于承载力和变形模量都是根据经验公式计算出来的, 在一定程度上有一定的误差。
参考文献
[1]地基处理手册.3版.中国建筑工业出版社, 2008.
[2]工程地质手册.4版.中国建筑工业出版社, 2007.
[3]地基处理与实例分析.中国建筑工业出版社, 1998.
[4]台山发电厂煤场西区软基处理工程地质勘测报告.
加固效果 篇2
大连开发区海滨大道路基强夯施工方案及加固效果评价
海滨大道是大连开发区滨海新区填海造地后的规划道路,道路施工采用强夯加固路基.为保证护岸在路基强夯施工过程中不因振动而破坏,通过试夯选择适当夯击能,制定合理安全的强夯施工方案.
作 者：朱永安 ZHU Yong-an 作者单位：沈阳市公路规划设计院,沈阳,110011 刊 名：北方交通 英文刊名：NORTHERN COMMUNI CATIONS 年，卷(期)：2009 “”(5) 分类号：U416.1 关键词：强夯 护岸 夯击能 施工方案
加固效果 篇3
关键词：体外预应力加固 有限元分析
中图分类号：TU 文献标识码：A 文章编号：1008-925X(2012)O8-0114-01
一、前言
本文基于有限元法理论，结合贵州新公路上已建十余年的一座大型预应力混凝土连续刚构桥——腊芒大桥加固前后施工实测数据以及相关检测数据，利用有限元分析软件SAP2000对其加固施工全过程进行仿真分析，设计荷载：公路-Ⅰ级；桥面净空：净-11.0m+2×0.5m（防撞护栏），桥面全宽12.0m。
二、加固方法
体外预应力加固一般是在梁底或梁侧下部增设高强钢丝，钢绞线或高强度粗钢筋等，并锚固在梁的两端，通过转向块确定其走向，与梁体构成一个桁架体系成为超静定结构 ，施加预应力，能抵消部分恒载应力而起到卸载作用，同时还改变了原结构的内力分布，降低了原结构的应力水平，提高了梁的正截面抗弯强度、刚度和抗裂性，从而较大幅度的提高了桥梁的承载能力。
因此，确定采用体外无粘结预应力技术加固方法，主要措施是在箱体内侧布置体外纵向预应力钢束来提高桥梁的承载力，使加固后的结构达到公路-I级标准，并保证有一定的安全储备。加固设计的要点如下：
（1） 体外预应力布置
采用的体外预应力钢束均为腹板弯起束。腹板弯起束在中跨设置8束19ФS15.24mm规格的低松弛钢绞线束，在两个边跨各设置8束12ФS15.24mm规格的低松弛钢绞线束。每跨体外预应力钢束均分四组弯起，在墩顶交叉锚固于墩顶横隔板上，于梁端锚固于混凝土斜锚块上，在各跨跨中区域，腹板束靠近底板，在各主墩墩顶区域，腹板束沿箱梁顶板布设。所有体外预应力钢束均采用钻孔的方式通过主墩横隔板。
（2） 锚固构造
1）端部现浇锚块：原设计在主梁端部设置了较大尺寸的横隔板，新设的体外预应力钢束不能在主梁端部进行张拉，并且数量较多，因此为了保证结构的安全而考虑采用混凝土现浇锚块。即在确保不破坏原结构预应力钢束的条件下，采用植筋技术及在新旧混凝土接触面凿出剪力槽，使现浇端部斜锚块通过顶、底板及腹板抗剪承受体外预应力钢束的张拉力。
2） 墩顶锚固构造：在主墩墩顶横隔板，对横隔板钻孔设置预应力钢束的管道，并浇注混凝土斜锚块及墩顶加强块，以实现体外预应力钢束的平弯和竖弯，使体外预应力钢束交叉锚固于墩顶横隔板上。
3）锚具和垫板：应抽样检查夹片硬度。应逐个检查垫板喇叭管内有无毛刺，对有毛刺者禁止使用。所有锚具均应采用整体式锚头，不允许采用分离式锚头。
三、加固效果分析
1．挠度计算
体外预应力在加固前汽车荷载最不利布置的短期作用下，箱梁边跨的最大挠度为10.44mm，中跨的最大挠度为39.75mm，分别占各跨度的1.4×10-4和4.3×10-4，加固后的箱梁在相同荷载作用下边跨和中跨的最大挠度为7.20mm和31.75mm，分别占各跨度的1.4×10-4和3.5×10-4，挠度分别减小了2.5mm和8mm，占加固前挠度的24%和20%，可见体外预应力加固对于挠度的降低较为显著。
按规范线性内插取得挠度长期增长系数=1.43，预应力长期作用引起的反拱挠度考虑预加力挠度长期增长系数为2.0，预加力挠度长期长期考虑长期效应影响后，加固后的最大挠度为：
边跨：f=ηθfs-f2f=1.43×7.2-2.5×2=5.30mm 中跨：f=ηθfs-f2f=1.43×31.75-8×2=29.4mm< L1/600=150mm 说明汽车荷载作用下箱梁的挠度符合规范要求。 2．应力计算 选取适当的控制截面，找出腹板的最大主应力截面。组合工况作用下，箱梁在中跨跨中下缘处取得最大法向应力为0.71MPa（为拉应力），加固后在相同荷载组合作用下，同一点处的法向应力变为-3.01MPa（压应力），减小了3.82MPa，可见体外预应力加固明显改善了箱梁底板的应力状态。加固后在各种工况组合作用下，在控制断面处箱梁的顶面和底面均处于受压状态，可见加固后箱梁对于正截面抗裂能力提高很是明显。 四、结论 本文首先使用有限元软件分别计算原箱梁在正常使用状态下加固前后的挠度、法向应力以及最大主应力，通过对比发现，体外预应力加固能很大程度上的减小原预应力混凝土连续刚构桥的垮中跨下挠趋势，增大了箱梁的应力储备，明显改善了上下缘的应力状态，但对于箱梁腹板的抗剪能力的加固效果不太明显，因此针对该腹板腊芒大桥的加固方案中，因腹板抗剪能力不足，没有仅仅采用体外预应力加固，而是还辅以在腹板内侧粘贴钢板进行补强的措施。故而针对腹板斜裂缝及跨中下挠明显等诸多病害同时出现时，可采用粘贴钢板和体外预应力综合加固技术。 参考文献： [1]刘耀武，张保和，李传平.体外预应力技术的应用与发展[J].建筑结构·技术通讯（预应力技术专 [2]李建锋. 桥梁体外预应力加固技术的工程应用[J].福建建筑，2006，（2）：41-42 三明荆西大桥主桥为4孔等截面双曲拱桥,大桥全长278.4m,每孔净跨径55.0m,净矢高为6.875m,净矢跨比为1/8。原设计荷载采用:汽车—15级、挂车—80。主拱圈由6肋5波组成,为等截面悬链线无铰拱,拱轴系数m0为2.814。拱波矢度1/3.5,跨径1.42m。全桥墩台基础采用扩大基础。该桥建于20世纪70年代,至今已服务年限长达40余年。桥梁结构布置图见图1、图2。 2 加固方法 考虑到桥梁本身的病害情况以及未来交通运输发展的要求,拟定本桥的主要加固方案如下: (1)主拱圈的加固改造措施。①对主拱圈上的裂缝及破损进行修补;②在主拱圈拱背上浇筑不等厚的C40微膨胀混凝土加固。 (2)桥面系的加固改造措施。①拆除原有桥面系,重新浇筑行车道板、人行道板。②重新设置胀缝缩缝。 (3)排水系统改造措施。①增设新排水系统,保证桥面排水畅通,无漏水现象。②预计经过加固处理后,该桥的设计荷载由原来的汽车—18级,挂车—80级,提升为现在的:汽车—20级,挂车—100,人群荷载—3.0k N/m2。 3 计算分析 3.1 计算模型 空腹式无铰拱计算分析以裸拱受力为准,不计入拱上建筑对主拱圈受力的影响,只建立主拱圈模型。模型中主拱圈、横向联系及墩台材料均采用C30混凝土。加固前后模型均通过ANSYS软件建立,单元类型采用Solid65实体单元,边界约束条件为墩底固结,边跨拱脚截面固结。桥梁加固后模型如图4所示。 3.2 荷载工况 本次模拟分析共分为6个荷载工况,各荷载工况描述如表1: 加固效果 篇4
3.3 结果分析
3.3.1 加固前后各控制截面弯矩值(表2)
分析结果:
经过拱背加固后,本桥在挂车-100荷载作用下,跨中截面的最大弯矩减小了17.5%;1/4截面最大正弯矩减小了30.1%,拱脚截面最大负弯矩增大了65%。
3.3.2 加固前后各控制截面应力值
在各控制截面布置应力测点,各控制截面应力测点位置如图5所示:
(1)跨中截面应力结果分析(表3、表4)。
分析结果:
①在最大正弯矩组合工况下拱底最大拉应力由原先6.21MPa降低为2.31MPa,减小了62.8%,各点拉应力均减小了50%以上。
②最大负弯矩作用下跨中截面拱背各点均未出现拉应力,拱底压应力虽然有增加,但全截面最大压应力仅为为8.35MPa。
(2)1/4截面应力结果分析(表5、表6)。
MPa
分析结果:
①加固后在最大正弯矩、最大负弯矩作用下,1/4截面各点均处于受压状态,未出现拉应力,最大压应力值为9.98MPa,这说明经过拱背加固后1/4截面的受力状况良好。
②最大负弯矩作用下1/4截面拱底、拱背各点压应力均减小。
(3)拱脚截面应力结果分析(表7、表8)。
MPa
MPa
从表中可以看出,加固后在最大、最小弯矩作用下,拱脚截面拱背各点压应力均得到较大的减小,最大减小了5.93MPa,拱背各点压应力平均下降55%。说明加固后拱脚截面受力状态良好。
3.3.3 挠度结果分析
各工况下拱底挠度控制点挠度结果如表9、表10所示。
mm
分析结果:
①在工况五布载作用下,各拱肋挠度最多减小0.98cm,总挠度变化率最大为22.37%,最小9.21%,加固后拱顶截面最大挠度为3.55cm。
②在工况六布载作用下,各拱肋挠度最多减小0.72cm,总挠度变化率最大为28.57%,最小19.89%,加固后拱顶截面最大挠度为1.90cm。
4 结果可靠性分析
考虑到模拟分析时的的一些简化处理及理想化假定,为保证所得数据的可靠性,对该桥进行荷载试验,并对其进行建模分析,将试验数据同计算数据进行比对,以验证本次模拟分析的可靠性。
本次荷载试验分别以拱顶截面和拱脚截面为控制截面进行工况设置,各工况描述如表11、表12所示:
通过对表格数据分析可知,试验所得数据与理论计算数据最大误差为12%,最小误差5%。通过软件计算所得的结果较实测值均偏大,这可能是由于在建立模型时未考虑上部结构对主拱圈的联合作用导致的。另外,通过分析各测点数据,可以看出试验结果和理论计算结果在变化趋势上大致相同,并无矛盾之处,因此我们可以相信:本文所建立的模型具有较高的可靠性。
5 结论
以三明荆西大桥加固工程为依托,通过有限元软件建立模型,分析拱背加固法的实际加固效果。通过计算分析本文主要得到以下结论:
(1)经过拱背加固法加固后,拱顶截面最大正弯矩减小17.5%,跨中截面达到减载的目的。
(2)经过加固后,拱顶、拱脚截面各点应力值均有所减小。其中拱顶截面最大拉应力减小50%以上,拱脚截面弯矩值虽有增加,但由于截面增大,其截面各点压应力反而减小55%。在各工况下,全桥最大压应力为10.91MPa,满足规范要求,说明加固后拱圈各点维持良好的应力状态。
(3)经过加固后,拱顶、1/4截面挠度值均减小20%以上,最大挠度1.98cm,满足规范要求,说明经过拱背加固后,主拱圈刚度得到较大的提高。
摘要：以福建省三明荆西大桥加固工程为依托,通过ANSYS软件,对加固前后桥梁进行模拟仿真分析,研究拱背加固法的实际加固效果;对加固后桥梁进行荷载试验,将软件计算结果与荆西大桥的荷载试验数据进行对比,结果表明本次模拟分析的计算结果可靠;通过对比加固前后桥梁控制截面内力、挠度的变化情况,了解拱背加固法在实际工程中的效果,为今后其他同类工程项目提供一定的技术参考。
关键词：双曲拱桥,拱背加固,荷载试验,评估
参考文献
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[2]蒙云,卢波.桥梁加固改造[M].人民交通出版社,2004.
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[5]刘建达,赵辉,张立明.双曲拱桥的加固原理及实现方法[J].山西建筑,2007,33(2):274-275.
[6]赵伟.双曲拱桥梁的加固方法和选择原则[J].企业科技与发展,2007.
吹填淤泥真空预压加固效果分析 篇5
1 工程概况
根据勘察钻孔资料, 加固区土层主要为吹填淤泥及第四纪沉积土, 主要压缩层自上而下为吹填淤泥、淤泥质粘土、原状淤泥、淤泥质粉质粘土及粘土等。其中主要压缩层为吹填淤泥、淤泥质粘土、原状淤泥、淤泥质粉质粘土, 其厚度分别为吹填淤泥厚度为3 m~4.5 m;淤泥质粘土厚度为2.5 m~3.0 m;原状淤泥厚度为2.8 m~3.6 m;淤泥质粉质粘土厚度为2.4 m~3.4 m。主要压缩土层的物理力学性质指标详见表1。
2 检测内容及测点布置
为了分析真空预压对吹填淤泥的加固效果, 在加固区内布置了沉降标、分层沉降仪、测斜仪、孔隙水压力仪等监测仪器, 分别对加固区内的沉降、分层沉降、水平位移、孔隙水压力等参数进行监测。并在监测点附近布设钻孔及十字板原位试验孔, 以便对处理前后的吹填淤泥进行对比, 分析评价加固效果。测点布置详见图11。。
3 监测成果及分析
3.1 沉降监测结果及分析
图2为吹填淤泥在真空预压过程中分层沉降变化曲线。由图可知, 在预压期内最大累计分层沉降量为116.2 cm, 其中第一个月最大累计沉降量为56.3 cm, 占最终累计分层沉降的48.5%。沉降最为明显的土层为表层吹填淤泥土, 其累计沉降量为39.1 cm, 占最大累计分层沉降的33.6%。上述数据表明:本工程真空预压沉降主要发生在第一个月内;从沉降变化的土层看, 主要发生在吹填淤泥层。此外, 从沉降速率随时间的变化过程可以看出, 吹填淤泥在真空预压前期波动较大, 其中在22 d时出现极大值, 达到65.0 mm/d, 而27 d时仅为6.0 mm/d, 真空预压后期, 沉降速率趋于稳定且逐渐收敛。
3.2 水平位移监测结果及分析
将水平位移的正方向取为指向加固区内侧, 详见图3。由水平位移变化曲线可知:水平位移最大值发生在吹填淤泥表层, 为170.5 mm, 随着深度的增加, 逐渐减小, 深度16 m附近水平位移量很小, 在加固期内仅有10 mm~15 mm的位移量, 说明真空预压难以影响到该深度以下。对比勘察资料发现, 该层土为粘土, 土性较好, 这也是水平位移较小的一个原因。由图3还可以看出, 在真空预压前期, 主要是前30天内, 水平位移发展较快, 表层累计位移量值达到92.5 mm, 占最终累计位移量的54.3%, 说明吹填淤泥水平位移主要发生在抽真空前期。而过快的水平位移会导致加固区边缘产生裂缝, 对加固区的密封性不利, 应在该段时期内加强巡视和管理。
3.3 孔隙水压力监测结果及分析
图4为孔隙水压力在真空预压过程中的消散情况。从图中可以看出, 在整个抽真空过程中, 土体内孔隙水压力均表现为下降趋势, 其中前期消散较快, 且没有出现较为明显的波动。在深度+3.0 m处测得的初始孔隙水压力值为87.2 k Pa, 稍小于-1.0 m处的初始值, 此外结合埋设仪器时曾出现地下水大量涌出地面现象, 综合分析认为欠固结吹填淤泥, 在埋设仪器过程中将产生一定的超静孔隙水压力。且由于该土层渗透性差, 孔隙水压力消散缓慢。
4 加固效果分析
为了检验真空预压处理吹填淤泥的加固效果, 对加固前后的土体分别进行了钻孔取样室内土工试验和十字板剪切试验。
4.1 室内土工试验数据分析
加固前后主要软土层的主要物理力学指标变化情况如表2所示。1) 加固后各土层含水量均小于加固前对应深度土层的含水量。其中吹填淤泥和原状淤泥层含水量下降最为明显, 分别降低了31.0%和20.0%, 粘土层含水量下降不明显, 仅为6.1%。2) 压缩系数反映了土体的压缩变形特性。通过对比加固前后压缩系数可知:加固后淤泥质粘土和原状淤泥层压缩系数分别下降了32.7%, 31.7%, 说明加固后土体的压缩性明显下降。3) 由加固前后固结快剪试验结果可知:吹填淤泥、淤泥质粘土和原状淤泥层粘聚力和内摩擦角提高最为显著。
4.2 十字板剪切试验结果
图5为加固前后十字板剪切试验曲线, 从图5可以看出, 加固后土体上部12 m范围强度增长最为显著。其中吹填淤泥十字板强度增长了392.9%, 淤泥质粘土层增长了179.2%, 原状淤泥增长了179.2%。
5 结语
通过对吹填淤泥的真空预压现场监测, 可以得到以下结论:1) 沉降及水平位移主要发生真空预压前期, 这易导致加固区边缘密封膜拉裂和土体开裂, 进而影响真空预压的加固效果, 应在前期加强现场巡视的频率, 并及时处理漏气点。2) 吹填淤泥渗透性差, 在仪器埋设过程中易产生超孔隙水压力, 这对加固效果有较大影响, 因此应采用对吹填淤泥扰动小的机械进行埋设。3) 对比加固前后的室内土工试验和十字板剪切试验数据表明, 吹填淤泥物理力学性质得到较大幅度的提高, 加固效果良好。
摘要：结合天津某吹填淤泥真空预压处理工程, 分析了吹填淤泥沉降、水平位移及孔隙水压力消散变化特点, 并结合加固前后室内土工试验和现场十字板剪切试验对真空预压的加固效果进行了对比分析, 试验结果表明:加固后吹填淤泥的物理力学性质指标及现场十字板试验结果均得到大幅度提高。
关键词：吹填淤泥,真空预压,孔隙水压力,沉降
参考文献
[1]应舒, 高长胜, 黄家青.新吹填淤泥地基浅层处理试验研究[J].岩土工程学报, 2010, 32 (12) :1956-1960.
[2]夏玉斌, 陈允进.直排式真空预压法加固软土地基的试验与研究[J].工程地质学报, 2010 (3) :376-384.
[3]王军, 蔡袁强, 符洪涛, 等.新型防淤堵真空预压法室内与现场试验研究[J].岩石力学与工程学报, 2014 (6) :1257-1268.
[4]董志良, 周琦, 张功新, 等.天津滨海新区浅层超软土加固技术现场对比试验[J].岩土力学, 2011, 33 (5) :1306-1312.
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屈曲约束支撑的抗震加固效果研究 篇6
关键词：屈曲约束支撑,抗震加固,静力弹塑性分析
0 引言
抗震加固是提高既有结构抗震性能的重要措施, 历次震害调查的结果也证明了这一措施的有效性。在框架结构的整体性加固方法中, 增设支撑是很常见的加固方法, 这种方法可以合理地改善结构体系, 对原结构构件的损伤较少且施工便捷。屈曲约束支撑在受拉和受压时都能发生屈服, 使支撑的受拉承载力与受压承载力相当, 克服了传统支撑的受压屈曲问题。本文以一典型的单跨框架结构为例, 采用增设屈曲约束支撑的加固方法, 基于SAP2000的静力弹塑性分析, 对比了加固前后结构在罕遇地震下的抗震性能。
1 屈曲约束支撑的设计方法
在弹性设计阶段, 屈曲约束支撑的设计方法与普通支撑基本相同, 在支撑布置、构件验算和节点设计等方面与普通支撑略有不同。
1.1 支撑布置
屈曲约束支撑的布置原则总体上与普通支撑类似[1]:在平面布置上, 屈曲约束支撑的布置应使结构在两个主轴方向的动力特性相近, 尽量使结构的质量中心与刚度中心重合, 从而减小地震作用下的扭转效应;在立面布置上, 避免因局部的刚度削弱或突变形成薄弱部位, 造成地震作用下的应力集中或塑性变形集中。此外, 屈曲约束支撑采用K形布置时会在框架柱中部给柱带来一个不利的侧向集中力, 而采用X形布置时因为屈曲约束支撑的中部毛截面较大, 布置很难实现, 因此屈曲约束支撑宜采用单斜撑和V形 (倒V形) 布置。
1.2 构件验算
屈曲约束支撑在受压和受拉时都可以屈服, 不需要进行稳定验算, 仅需要进行强度验算。
1.3 节点设计
普通钢结构支撑节点的连接承载力应不小于1.2倍支撑的净截面抗拉强度。为了保证屈曲约束支撑的耗能能力, 其节点连接承载力应不小于1.2倍支撑的极限承载力。
2 工程概况和加固方案
某教学楼为4层现浇钢筋混凝土单跨框架结构, 结构平面布置图见图1。单跨跨度6.0m, 外挑走廊2.1m, 开间3.6m, 层高均为3.6m。框架柱尺寸为400mm×400mm, 横向框架梁尺寸为250mm×550mm, 纵向框架梁尺寸为250mm×350mm, 走廊端部连梁尺寸为250mm×250mm, 混凝土现浇板厚100mm。梁、柱、板均采用C25混凝土, 受力主筋采用HRB335级钢筋, 箍筋采用HRB235级。设计地震分组第2组, 场地类别II类, 设防烈度7度, 设计基本地震加速度0.15g。屈曲约束支撑平面布置如图1所示, 横向支撑采用人字形布置, 纵向支撑采用单斜撑布置。屈曲约束支撑有效截面面积取2500mm2, 屈服力取300k N。
3 罕遇地震下的静力弹塑性分析
运用SAP2000[2]对加固前后的结构进行静力弹塑性分析[3] (推覆分析) 。原结构模型计为M0, 加固后结构模型计为M1。SAP2000中提供两种推覆分析方法:基于荷载增量的荷载控制法和基于目标位移的位移控制法。由于采用荷载增量法较难获得荷载-位移曲线的下降段, 一般采用目标位移控制法。计算模型在Y向推覆分析中的主节点目标控制位移均取300mm, 相当于结构总高度×混凝土框架结构的弹塑性层间位移角限制。位移增幅次数取30次。研究表明[4], 对于第一振型自振周期小于2s的结构, 选用模态分布的水平加载形式更为合理。根据模态分析的结果, 模型M0和M1的第一自振周期都小于2s, 因此采用第一阶模态侧向力分布形式分别对各模型进行Y向的推覆分析, 得到模型Y向的基底剪力-顶点位移曲线, 如图2所示。
将分析得到的基底剪力—顶点位移关系曲线转换为等效单自由度体系的谱加速度—谱位移关系曲线, 即能力谱曲线;将地震作用的反应谱 (设计地震分组为第2组, Ⅱ类场地, 7度设防 (0.15g) , 罕遇地震) 同样转换为A-D格式的需求谱, 将能力谱曲线和需求谱画在同一坐标系中, 两曲线的交点称为性能点。各模型在Y向推覆分析性能点处的楼层位移如图3所示。
由图2可知, 在Y向推覆分析下, 采用增设屈曲约束支撑加固后, 结构的抗侧刚度、承载力有较大提高, 但在顶点位移达到58mm时, 承载力有明显的下降, 变形能力也显著降低。由图3可知, 在Y向推覆分析性能点时刻, 采用屈曲约束支撑加固后, 结构的位移约减小到原结构的50%, 加固效果明显。
4 结论
本文以SAP2000的数值模拟为主要研究手段, 对采用屈曲约束支撑加固的框架结构进行了抗震性能分析, 得出如下结论:采用屈曲约束支撑对框架结构进行抗震加固, 不仅可以大幅提高原结构的抗侧刚度和承载力, 又可以使结构具有多道抗震防线, 同时屈曲约束支撑的安装施工方便, 对结构的施工功能和建筑外观影响较小, 具有很好的应用前景。
参考文献
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[2]北京金土木软件技术有限公司, 中国建筑标准设计研究院.SAP2000中文版使用指南[M].北京:人民交通出版社, 2006.
[3]汪大绥, 贺军利, 张凤新.静力弹塑性分析 (Pushover Analysis) 的基本原理和计算实例[J].世界地震工程, 2004 (1) .
冲击碎石桩加固地基的方法及其效果 篇7
下面以黑龙江省肇东金玉公司发酵罐地基加固为例, 简述冲击碎石桩加固地基的方法及其加固效果。
1 工程概况
黑龙江省肇东金玉公司二期工程发酵罐10个, 直径11m, 高度20m, 用钢板制造, 罐体自重610KN, 满载17000KN。采用毛石基础, 基础外径14.60m, 高2.8m, 埋深2.0m, 基础底面以上总荷载28000KN。要求持力层承载力fk≥210KPa。地基土分为4层: (1) 层粉质粘土, 可塑偏软, 很湿, 属中等压缩性, w=26.7, e=0.76, Ip=14.3, Il=0.61, Es=4, fk=140KPa。 (2) 层粉质粘土, 可塑偏软, 含有机质, 很湿, 属中等压缩性土, w=25.3, e=0.72, Ip=12.8, Il=0.61, Es=4, fk=145KPa。 (3) 层粉质粘土, 软塑, 饱和, 析水, 含腐殖质, 属高压缩性, w=29.8, e=0.84, Ip=13, Il=0.98, Es=4.25, fk=110KPa。 (4) 层粉质粘土, 可塑, 湿, 土质较密实, 中等压缩性, w=23.8, e=0.71, Ip=15.3, Il=0.39, Es=5.37, fk=160KPa。地下水位6.00m。
2 加固设计
加固的目标是自然地面以下2.0m至8.0m厚6.50m的土层的地基承载力标准值达到210KPa。经多方案进行比较, 采用碎石桩加固软土地基, 桩径准400mm, 桩长6.0~6.5m, 桩端进入第 (1) 层粉质粘土0.50m以上, 桩距1.20m, 呈等边三角形, 基础边缘设1~2短桩作为护桩, 桩长2.0m以上。制桩材料, 碎石中粗砂。平均置换率0.20, 对碎石桩的检测用重型2动力触探, 其锤击数N63.5≥8~12次。碎石桩桩间土做荷载板试验, 确定复合地基承载力标准值。
3 碎石桩施工
3.1 施工设备。
采用螺旋钻钻孔, SH-30型工程钻机作提升设备, 自制铸钢夯锤, 重量2.5KN, 标贯器一套。
3.2 施工工艺。
工艺流程:测量桩位→成孔→分层投料→分层夯实。
桩孔的成孔质量较好, 无缩径塌孔现象, 每次向孔内投入碎石中沙0.03m3, 碎石:砂比例为8:2, 冲击锤的起吊高度4~6m, 每次投料夯击次数5~10击。
4 加固效果
该罐区处理加固面积2954m2, 碎石桩总数1902根, 填充碎石2450m3, 中粗砂650m3, 碎石桩夯后15天进行载荷板试验, 分别对碎石桩, 桩间土进行试验, 试验结果:碎石桩400~430KPa, 桩间土160~170KPa。
按碎石松散系数等于0.85计算置换率m=0.20, 碎石桩和桩间土的试验结果, 采用复合地基承载力经验公式fsp.k=208~222KPa, 比加固前地基承载力标准值110~145KPa提高65~75KPa。
结束语
加固效果 篇8
某一盾构隧道工程处于长江流域下游,工程地质构成:粉细砂、填土、黏土、淤泥质黏土、粉土和粉质黏土及砂砾层等。盾构穿越大堤及加固地层以填土、黏土和淤泥质粉质黏土为主。区域工程地质条件复杂,水利及防洪防汛部门对盾构穿越大堤后的沉降标准要求高。
2 总体加固处理方案
防渗加固处理:在大堤上游侧建造防渗帷幕,采用SJB-2型深层搅拌桩,垂直度控制标准不大于0.5%,为保证桩身可靠搭接,桩长超过10 m采用两排。桩体平面尺寸及由桩形成的防渗帷幕如图1所示。深度达到隧道沉降影响线以下1 m～2 m。采用跳仓施工方法,桩头搭接20 cm,两排桩搭接20 cm。
在大堤轴线方向的处理范围,根据裂缝的范围确定,超过已发现裂缝的范围,防渗范围涵盖大堤沉降变形较大的区域。
在隧道边界附近,为了防止深层搅拌桩损坏隧道衬砌结构,可以在隧道衬砌周边改用灌浆处理。具体做法是:隧道周边附近1 m～2 m范围内采用灌浆防渗,深度至隧道底板以下2 m～3 m,灌浆压力0.2 MPa～0.1 MPa(应根据现场试验确定,以不损坏大堤结构,压力较高者为好)。灌浆范围是灌浆帷幕与深层搅拌桩衔接,并与隧道衔接,构成完整的防渗系统。灌浆材料必须采用水泥浆,灌浆孔采用跳仓施工,梅花形密集布置,如图2所示。
加固技术要求:水泥掺量15%,水泥浆水灰比0.5,加固体28 d无侧限抗压强度不小于0.5 MPa,抗渗等级小于10-6 cm/s。
加强隧道同步注浆,增加二次壁后注浆。在做好同步注浆的同时做好二次壁后注浆,注浆材料以水泥为主,浆液强度和初凝时间要合理,以提高隧道掘进对围岩土体扰动地层的强度。
3 施工技术方案
3.1 隧道穿越段防渗处理方案
总体施工顺序为:场地清理→测量放线定搅拌桩(灌浆孔)位→安装监测设施→施工深层搅拌桩地质钻机引孔→隧道衬砌周边灌浆→用浓水泥浆或水泥砂浆将灌浆孔充填密实封孔。
在大堤上游侧施工防渗帷幕。本工程主要采用SJB-2型深层搅拌桩,桩径70 cm,垂直度控制标准不大于0.5%;在隧道边界附近,为了防止深层搅拌桩损坏隧道衬砌结构,在隧道衬砌周边附近2 m范围内采用灌浆防渗处理。灌浆后于深层搅拌桩施工。
3.2 加固处理施工工艺
3.2.1 现场监测
沉降观测:观测频次2次/d,及时掌握大堤变形和裂缝情况。水平位移观测:制作安装埋设水平位移观测墩5个,位置在大堤上游侧靠近防洪墙,也可以直接安装在防浪墙上,以观测大堤上游坡的水平位移。
3.2.2 深层搅拌桩施工
施工工艺措施:采用两排深层搅拌桩的加固方案,由双排桩形成的防渗帷幕。桩体深度达到隧道洞身一半以下2 m。采用跳仓法施工,根据施工机械的数量合理安排施工,仓面数按顺序编号,按先单号后双号的顺序进行施工,跳仓施工时间必须控制在24 h之内(深层搅拌桩施工24 h会硬凝,相邻桩不能搭接良好)。桩间搭接20 cm,两排桩搭接20 cm。在大堤轴线方向的处理范围,根据裂缝的范围确定,适当超过已发现裂缝的范围,防渗范围涵盖大堤沉降变形较大的区域。
3.2.3 施工参数、材料及机械选择
SJB-2型深层搅拌桩的参数指标按河漫滩相淤泥质黏土设计。固化剂浆液采用P32.5水泥,水泥掺量为15%,浆液水灰比为0.5,注浆泵出口压力控制在0.4 MPa～0.6 MPa,室内检测水泥土28 d无侧限抗压强度值需达到0.5 MPa以上,抗渗等级达到小于10-6 cm/s的要求(施工过程中如发现被加固土体含水量偏高,可适当添加减水剂或者增加水泥掺和量,以提高被加固土体强度值及抗渗性能)。施工机械采用SJB-2型深层搅拌机(2×40 kW)。
施工顺序及方法:本工程采用二喷二搅的工艺:即喷浆钻进搅拌→喷浆提升搅拌→喷浆钻进搅拌→提升搅拌工艺进行施工。施工流程:定位→预搅下沉→喷浆搅拌提升→重复搅拌下沉→重复搅拌提升→完毕移至下一桩位。
搅拌下沉到设计深度后,灰浆泵需继续喷浆,桩底端喷浆必须保证大于30 s。之后边喷浆、边搅拌、边提升,到达设计桩顶时,停止提升搅拌数秒。提升过程中必须严格控制注浆量和提升速度,防止出现夹心层或断浆情况。搅拌喷浆时速度不宜大于0.5 m/min,同时确保注浆量,保证加固体水泥掺量。
3.3 灌浆施工
为了防止深层搅拌桩损坏隧道衬砌结构,隧道顶部和侧部附近2 m范围内采用灌浆防渗(见图3),深度至洞身一半以下2 m。采用跳仓法施工,梅花形密集布置,如图4,图5所示。根据施工机械的数量合理安排施工,并按顺序编号。按先单号后双号的顺序进行施工,相邻孔位施工时间必须控制在24 h之内。灌浆范围内灌浆帷幕与深层搅拌桩衔接,并与隧道衔接,构成完整的防渗系统。
防渗加固及灌浆剖面详见图4,图5。
3.3.1 灌浆参数、材料及机械选择
灌浆压力为0.2 MPa～0.4 MPa(根据现场试验确定,以不损坏大堤结构、压力较高者为好);水灰比采用2∶1或更浓的水泥浆进行灌注。灌浆材料采用水泥浆,选用P.O32.5水泥,制浆用水采用自来水。
3.3.2 具体施工顺序及方法
施工机械采用XY-4地质钻机配HB6-3灰浆注浆泵。
引孔注浆施工工艺和施工流程如下:定位→地质钻机引孔→插入注浆管→灌浆→封孔移至下一孔位。
开机前,必须将场地地表搅拌桩施工冒浆清理干净。定出孔位点后,用白灰及竹签作好标记。然后将地质钻机移到孔位,做到钻头中心与钻杆中心一致,且钻机水平周正稳固方可开钻。施工中发现钻机倾斜必须立即矫正。
引孔:钻进可不进行取芯,全面钻进到预计深度。钻进时必须保证桩机导向架垂直度。
制备水泥浆:按配合比要求,在引孔完成前,按需用量制备好水泥浆,制备浆液时,严格控制水灰比,水泥浆搅拌时间不得少于2 min,待压浆前将浆液滤浆后倒入集料池中,并不断搅拌,防止水泥离析。
插入注浆管:为防止渣泥掉入孔内,插管前,先将钻孔周边渣泥清理干净,在钻孔内插入ϕ50注浆管,注浆管底端应封闭,以防插入过程中堵塞。
3.3.3 灌浆
灌浆必须严格按灌浆压力连续进行,在注入率小于5 L/min后继续灌注10 min结束灌注。注浆以注浆量和注浆压力双重标准控制,做好注浆管周围密封,防止浆液上窜流至地表。每次灌浆节距不大于30 cm,灌浆终止压力不小于0.2 MPa,并维持一定时间。
3.3.4 封孔
灌浆结束后,用浓水泥浆或1∶2的水泥砂浆将钻孔充填密实进行封孔。
施工过程中做好施工记录,随时检查水泥用量、桩长、搅拌提升时间、复搅次数等。
3.4 隧道管片二次注浆
盾构穿越大堤掘进时对周围土体产生扰动,为保证扰动土体早期强度,除做好同步注浆量和注浆压力外,仍需要采取二次注浆,直到大堤沉降趋于稳定。二次注浆是用隧道内管片预留的注浆孔进行。注浆材料以水泥为主,掺入适量粉煤灰和水均匀搅拌而成。也可采用双液浆进行,注浆参数根据试验确定。
4 结语
加固后28 d在加固剖面轴线上布置4个钻孔取芯,钻孔深度同加固深度范围。加固28 d后,施工取样钻孔4个,取芯验证点24个,试验无侧限抗压强度最大值0.87 MPa,最小值0.61 MPa,平均值0.68 MPa,全部满足加固要求,抗渗等级全部满足10-6 cm/s的要求。加固强度和抗渗指标满足设计要求,达到了预期的加固效果和目的。
选用搅拌桩、注(灌)浆和隧道内管片二次注浆相结合的措施,做好信息化施工,是一种有效的处理加固方案。优点是设备简单;施工快速便利;加固效果好。同时,无需大型设备和很多人员,加固成本低,施工对原大堤的扰动影响也很小。
参考文献
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加固效果 篇9
关键词：软土地层,基坑,加固范围,注浆效果
0 引言
淤泥质软土具有天然含水量高, 强度低, 压缩性大, 多呈软塑及流塑状态等特点, 基坑开挖过程中, 容易产生侧向挤出、底部隆起, 影响工程施工安全。注浆加固是基坑工程中常用的工程措施, 特别是对于软土基坑而言。注浆加固是保证基坑安全或将基坑开挖对周边环境影响程度降至最低的有效方法。
目前, 在城市地铁建设过程中, 通常要在建筑物、构筑物密集区域进行基坑开挖。这些建筑物、构筑物对变形非常敏感, 对基坑底部、基坑四周土体进行注浆加固已成为当前基坑施工安全, 地表建筑物、构筑物安全的重要措施。因此, 本文采用数值模拟方法, 对软土地层基坑开挖过程中注浆加固效果进行分析, 以期为软土地层中基坑开挖的安全提供参考。
1 软土地层注浆加固作用
城市地铁建设过程中, 软土地区基坑开挖中对基坑周围土体进行注浆加固的主要作用是为了减小基坑桩的水平位移, 防止基坑土体失稳, 控制基坑周围构筑物的变形, 减小基坑底部的隆起变形, 增加基坑稳定性等。加固的主要部位有:基坑底部的注浆加固;基坑纵向稳定的注浆加固;土墙底部的注浆加固;挡土墙外侧的注浆加固等。
淤泥质软土的颗粒直径小于0.01 mm, 浆液无法渗入到其颗粒间隙中去, 即使渗入也是小范围的, 而且时间很长, 无实际工程意义, 因此, 对于淤泥质软土通常采用劈裂注浆。注浆的浆液注入土体过程中, 并不与土体混合 (除高压喷射注浆及搅拌注浆工艺) 而是以二相存在, 同时产生充填效应、挤压效应、扩散效应、骨架效应、离子交换效应。
浆液向地层中某一部位渗透时, 该部位的加固效果取决于:土体的间隙比和浆液自身的固结性能。通常来说, 土体间隙比越大, 浆液渗入土体就越多, 加固效果就越好。离浆液注入孔越远, 由于浆液压力变小, 浆液充入土体的间隙中就越困难, 土体的加固效果会降低, 所以在注浆过程中, 应该选取合适的注浆加固参数。浆液自身的固结特性 (主要取决于浓度、材料成分) 对加固效果的影响, 在溶液型浆液的场合下, 固结特性主要受浓度支配, 浓度越高, 强度和抗渗性越好。
尽管浆液可以向地层中渗透, 但因上述两种因素极大程度的支配加固效果, 所以实现均匀加固是很难的。在浆液完全没有渗透的地点, 则掘削时该位置必漏水, 漏水的程度因地下水和土质的不同而异, 若未固结部位连通外部的滞水层, 则大量的地下水和土砂同时流入, 即出现塌方淹水事故。一般情况下地下水压越高, 出现事故的可能性越大。
2 注浆加固效果分析
2.1 计算模型
本文注浆加固方案选取坑底加固及桩周加固两种情形, 分析不同加固参数对深基坑变形控制效果。对于坑底加固, 选取坑底加固深度1 m, 3 m, 5 m, 7 m和9 m五种工况, 对于桩周加固, 选取桩周加固宽度1 m, 2 m, 3 m, 4 m和5 m五种工况。
基坑支护采用ф1 200@1 000 mm冲孔桩加内钢管支撑形式, 桩间用ф600高压旋喷桩作为止水帷幕, 长28 m的套管钻孔灌注咬合桩体系。钻孔灌注桩桩顶设1 200 mm×1 000 mm冠梁。主体结构标准段竖向支撑由上到下共设置四道支撑, 四道支撑均为ф600 mm (t=16 mm) 钢支撑, 如图1所示。基坑降水采用基坑内管井降。计算中模型取基坑两侧各R=80 m, 计算深度取80 m。采用二维有限差分法进行计算, 土层力学参数如表1所示, 加固区域土体的弹性模量为加固前的3倍, 其他参数不变。
2.2 计算参数
基坑桩插入坑底深度为8 m, 桩重度取为23 k N/m3, 泊松比为0.2, 杨氏模量为3×107k N/m2。基坑桩采用弹性模型, 其他岩土采用摩尔—库仑模型。计算中土层物理力学参数取值如表1所示。
2.3 计算结果及分析
图2为坑底不同加固深度情况下坑底隆起曲线图, 从图中可以看出, 无加固时, 坑底最大隆起值为104.3 mm, 坑底很大范围内均为隆起最大值点, 且最大值到最小值变化较陡, 隆起曲线呈两侧陡、中间水平状;坑底1 m加固时, 坑底最大隆起值为103.6 mm, 最大隆起值及隆起曲线形状与无加固工况基本一致;3 m加固时, 坑底最大隆起值降低为98.8 mm, 相比无加固工况降低5.2%, 坑底隆起曲线仍为两侧陡、中间平, 但坑底隆起最大值的范围相比前两种工况有些许减少;5 m加固时, 坑底最大隆起值为84.9 mm, 相比无加固工况降低18.6%, 坑底隆起曲线呈现明显的拱形, 即基坑中线处隆起值达到最大, 越往基坑边缘隆起值越小;7 m加固时, 坑底最大隆起值为75.8 mm, 相比无加固工况降低27.3%, 坑底隆起曲线呈现明显的拱形;9 m加固时, 坑底最大隆起值为66.7 mm, 相比无加固工况降低36.0%, 坑底隆起曲线呈现明显的拱形。
综合上述结果可知, 坑底加固深度越大, 对坑底土体隆起的抑制作用也就越大, 但当基坑底部加固深度大于7 m后, 这种抑制作用会越来越不明显。因此, 实际施工中应控制坑底加固深度在7 m以下, 以使效益最大化。显然, 加固深度太小又达不到加固效果, 因此, 建议对软土地层中基底加固深度为5 m~7 m。
图3为不同加固深度时基坑周边地表最大沉降值对比曲线图, 由图中可知, 随着坑底加固深度的增加, 坑周地表最大沉降值会逐渐减小, 但幅度不大, 即坑底加固对基坑周边地表沉降控制作用不大。
图4为桩周不同加固范围时桩体水平位移曲线图, 从图中可以看出桩周土体加固主要控制桩的最大水平位移, 水平位移最大位置约为桩身的1/2处, 桩顶与桩底水平位移基本变化值可以忽略不计, 这主要是因为在桩顶设置了支撑, 使得桩顶位移基本不变。另外, 桩的深度为坑底8 m, 使得桩底位移也基本不变。对于桩身的1/2处最大水平位移, 无加固时桩体最大水平位移为23.42 mm;1 m加固时最大水平位移降为23.00 mm;2 m加固时最大水平位移值为22.09 mm;3 m加固时最大水平位移值为21 mm;4 m加固时最大水平位移值降为19.73 mm;5 m加固时桩体最大变形值为17.92 mm。由此可知, 采取5 m加固宽度时, 可以减小23.5%桩体最大水平位移值, 这主要原因是通过桩周土体加固, 提高了土体强度, 减小了作用在桩身上侧压力, 进而减小桩身水平位移。
图5为桩周不同加固范围时地表最大沉降值变化曲线图, 从图中可以看出, 随着加固范围的加大, 坑周最大沉降值持续减小。可见, 采取桩周土体加固措施也可以有效减小基坑周边沉降, 有利于基坑周围建筑物的稳定。另外, 从图中还可以看出, 加固范围为前3 m内时, 曲线斜率逐渐增加, 3 m以后斜率不再变化, 也就是说, 随着加固范围的增加, 土体加固对地表最大沉降值的控制作用并不是呈线性增加, 而是在3 m后才呈线性增加。
3 结语
文章在分析软土地区基坑周围土层注浆加固作用基础上, 通过数值方法分别对基坑坑底加固和桩周加固效果进行了分析, 得出以下主要结论:
1) 对于基坑底部加固, 坑底无注浆加固时, 坑底隆起曲线呈现两端陡, 中间呈水平状, 此时土体受力不均匀, 易导致坑底土体破坏;当坑底加固深度达到5 m~7 m时, 坑底隆起曲线呈现拱形状, 此时土体受力最为均匀, 因此, 实际工程中最为经济合理的基底加固深度为5 m~7 m。
2) 随着坑底加固深度的增加, 坑周地表最大沉降值会逐渐减小, 但幅度不大, 坑底加固对基坑周边地表沉降控制作用不大。
3) 采取5 m加固宽度时, 可以减小23.5%桩体最大水平位移值, 通过桩周土体加固, 提高了土体强度, 减小了作用在桩身上侧压力, 进而减小桩身水平位移。
4) 随着加固范围的加大, 基坑周边最大沉降值持续减小, 可见, 采取桩周土体加固措施也可以有效减小基坑周边沉降, 有利于基坑周围建筑物的稳定。
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