围护结构受力和变形分析.docx

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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140mK80m,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

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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。

efCC0£Si用iccos+preSin

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0.5〜0.6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12mm，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，前墙的最大位移为19mm，后墙的最大水平位移16mm,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460kN*m/m。

二二二二-HfTnnnnTnnTrn^-

图12剖面3-3开挖至-5.35m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460kN*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⑶来定义。

安全系数

c-；「ntg’

5ntg：

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0.6~0.8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0.6

1.4

1.25

0.89

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。