围护结构受力和变形分析.docx

1、围护结构受力和变形分析围护结构受力及变形分析1计算模型针对剖面1-1,剖面2-2和剖面3-3所采用的围护结构形式，采用数值模拟 方法分析了不同围护结构在基坑开挖条件下的位移和受力。 数值模拟采用的模型如图1、图2和图3所示。为了合理分析基坑开挖的影响，数值模拟中采用的计 算范围为140mK 80m,考虑坑内采用盆式开挖，因此，坑内的土体宽度取为40m， 以充分反映坑内土体卸载对围护结构的影响。图1剖面1-1计算模型及网格划分卄- runh: i图2剖面2-2计算模型及网格划分图3剖面3-3计算模型及网格划分2 土体模型和计算参数由于基坑开挖的过程为土体卸载的过程，为了合理的描述基坑开挖过程中围

2、护结构的变形和受力，在数值模拟中土体的本构模型采用了能够考虑土体卸载 回弹特性的硬化模型，该模型在摩尔-库仑的模型基础上发展而来， 模型中考虑 了土体的卸荷模量对基坑变形的影响，卸荷模量是土体初始强度参数和应力水平 的函数，其相互关系可以采用公式（1）来反映。ef CC 0 S i 用 icc o s+ pr e S i n公式（1）中E为数值计算中采用的杨氏模量，为土体的内聚力和内摩擦角，二3为计算点的最小有效应力，pref为参考应力水平，取为100kPa, m为常数，一般在0.50.6之间变化，本次计算中采用 0.5。Eref为杨氏模量参考值，该参数可以根据土体单向压缩的割线模量来确定，计

3、算中取为 3E0Z.2。土体的物理力学参数c?, E0.z.2，Y以及深度等根据地质勘察报告选取，泊松比取为0.35。围护结构的物理力学参数根据设计资料选取，地下连续墙为 C30混凝土由于采用了格构式地连墙，由于采用了二维数值模拟，前、后地连墙之间的格构和土体按照公式(2)所示的原则进行了等效。 E格构V格构+ E 土 V 土E =-V格构+ V 土式中E格构，V格构，E土, V土分别为格构地连墙的杨氏模量、 杨氏模量、土体体积。数值计算中，地面超载取为20kPa。3围护结构位移及受力3.1剖面1-1围护结构变形和受力(2)体积以及土体的4和图5所示图4基坑开挖至-4.2m深度格构式地连墙变位

4、示意图剖面1-1基坑开挖至-4.2m条件下，围护结构的变位如图后墙位移图5基坑开挖至-4.2m深度前后墙水平位移示意图基坑开挖至-4.2m深度时，前墙的最大位移为16mm,后墙的最大水平位移 12m m，由于前后墙之间的格构采用了强度等效的方法进行模拟，这种模拟使格 构式地连墙的整体抗弯刚度有所减弱，对前后墙体的位移沿深度分布有所影响。前后地连墙弯距如图6所示。在基坑开挖到底时，格构式地连墙的最大弯 距为411kN*m/m，出现在开挖面下方3m左右的深度位置。3.2剖面2-2围护结构变形和受力剖面2-2基坑开挖至-4.25m条件下，围护结构的变位如图7和图8所示。基坑开挖至-4.25m深度时，

5、前墙的最大位移为 19mm，后墙的最大水平位 移16m m,同剖面1 1 一样，由于前后墙之间的格构采用了强度等效的方法进 行模拟，这种模拟使格构式地连墙的整体抗弯刚度有所减弱， 对前后墙体的位移沿深度分布有所影响。图7基坑开挖至-4.25m深度格构式地连墙变位示意图后墙位移 前墙位移图8基坑开挖至-4.25m深度前后墙水平位移示意图前后地连墙弯距如图9所示。在基坑开挖到底时，格构式地连墙的最大弯 距为445kN*m/m，出现在开挖面下方3m左右的位置。图9剖面2-2开挖至4.25m深度时格构式地连墙的弯距分布3.3剖面3-3围护结构变形和受力剖面3-3基坑开挖至-5.35m条件下，围护结构的

6、变位如图10、图11所示,基坑开挖至-5.35m深度时，前墙的最大位移为18.5mm,后墙的最大水平位移 14mm。图10剖面3-3基坑开挖至-5.35m深度格构式地连墙变位示意图前墙位移后墙位移图11剖面3-3基坑开挖至-5.35m深度前后墙水平位移示意图开挖至-5.35m时，前后地连墙弯距如图12所示。在基坑开挖到底时，格构 式地连墙的最大弯距为409kN*m/m，与剖面1-1和剖面2-2不同，地连墙的最大 弯距出现在开挖面上方3m左右位置，而且，在该围护结构条件下，顶联系板的 弯距也较大，最大达到 460 kN*m/m。二 二二二-HfTnnnnTnnTrn-图12剖面3-3开挖至-5.

7、35m深度时格构式地连墙的弯距分布剖面3-3底板施工完成后的格构式地连墙的变位与图 10、图11所示的规律 相似，底板浇注完成后，前墙的最大水平位移为 19.5mm后墙的最大水平位移 为 14.7mm剖面3-3底板施工完成后的格构式地连墙的弯距分布和图 11所示的规律相 似，但是底板浇注完成后，格构式地连墙的弯距有所增加，最大弯距为41kN*m/m 顶联系板的弯距变化不大，最大弯距仍为 460 kN*m/m。因此，采用格构式地连墙能够保证基坑开挖的安全。4放坡开挖的土坡位移及长期稳定性分析4.1数值计算模型边坡数值计算模型如图13所示。由于边坡开挖引起的土体位移较大，因此,数值模拟中考虑了土体

8、大变形对边坡位移发展的影响。计算中地面超载取为20kPa。图13边坡开挖数值模型数值模型中的土体的本构模型仍采用考虑土体卸载的硬化模型，模型参数 同格构式地下连续墙相同，边坡开挖中的钢筋网护坡采用土工隔栅单元来模拟， 其抗拉强度取为1e5kN/m。放坡采用三级放坡开挖，开挖深度分别为2.5m、2.5m 和3.75m，放坡坡度1:2。4.2放坡开挖边坡的变形分析放坡至+2m标高时，土坡的变形如图14所示。图14放坡至+2m标高时边坡位移示意图在放坡至+2m标高时，土坡的变形以坑底隆起为主，最大隆起量为 5cm左右，边坡没有出现滑坡破坏的变形。放坡至-0.5m标高时，土坡的变形如图15所示。图15

9、放坡至-0.5m标高时边坡位移示意图在放坡至-0.5m标高时，土坡的变形仍以坑底隆起为主，最大隆起量为 9cm左右，边坡表现为稳定状态。放坡至-4.25m标高时，土坡的变形如图16所示。图15放坡至-4.25m标高时边坡位移示意图在放坡至-0.5m标高时，土坡的变形仍以坑底隆起为主，最大隆起量为13cm 左右。数值模拟中对边坡的安全系数进行了分析，数值计算中的安全系数采用公 式来定义。安全系数c -；ntg 5 ntg ：r式中，c， 为土体的内聚力和内摩擦角，Cn为法向应力，Cr， 为边坡 达到极限稳定状态时所需要的土体的内聚力和内摩擦角。根据公式（3）计算得到的放坡开挖至-0.5m时的安全

10、系数为2,放坡开挖至 -4.25m时的安全系数为1.4。从安全系数的大小来看，设计所采用的放坡开挖方 案是安全可行的。4.3边坡长期稳定性分析然而，由于边坡开挖后便保持为永久的边坡，因此，边坡的长期稳定性是设计必须考虑的问题，该研究中边坡的长期稳定性主要考虑到雨水、地下水等的 侵蚀作用下使土体的强度指标降低，根据边坡土体长期强度指标的研究发现， 对 于土质边坡的长期稳定性，按照经验公式，土体的长期强度参数在水的影响下的 折减系数在0.60.8左右。因此，本研究中，边坡长期稳定性的分析土体的强度 折减系数分别取0.6和0.8。边坡长期稳定性分析的计算模型如图 13所示，长期稳定性计算分析采用摩 尔-库仑模型进行。模型的参数根据地质报告选取。在考虑地面超载和土坡大变 形的条件下，计算得到的边坡稳定示意图如图 16所示。图16边坡长期稳定性示意图边坡不同状态下的安全系数如表1所示表1 土体短期和长期安全系数比较安全系数开挖完毕强度折减0.8强度折减0.61.41.250.89由表1可见，在考虑到水的影响下，土坡的长期安全系数较短期安全系数 有较大程度的降低，因此，如果作为永久边坡使用，使用中必须消除水对边坡安 全的不利影响。