王文浩,楊偉松,*,許衛(wèi)曉,張同波,李翠翠,葉 林,陳德剛

(1.青島理工大學 土木工程學院,青島 266525;2.青建集團股份公司,青島 266071;3.青島青建理工建筑工業(yè)化研究院有限公司,青島 266000)

為解決主裙樓差異沉降的問題,在施工時通常會在二者連接處布置沉降后澆帶,主樓封頂后澆筑沉降后澆帶。目前沉降后澆帶被廣泛應用于施工中,但在施工前未考慮結構自身剛度以及地質條件是否滿足主裙樓基礎整體連接,一律布置沉降后澆帶極易造成人力、物力的浪費,形成沉降后澆帶濫用的趨勢。此外,該方法也存在諸多弊端,如影響施工進度、工程質量以及結構安全性等。因此,施工時是否考慮布置沉降后澆帶,還需要對施工條件進行縝密地分析與考察。在取消沉降后澆帶方面的研究中,周筍等[1]通過收集大量主裙樓間設置沉降后澆帶的實際工程,總結發(fā)現(xiàn)沉降觀測顯示后澆帶沒有沉降差,使得沉降后澆帶形同虛設。王振洲[2]對不同持力層、不同主樓高度以及不同裙房跨數(shù)進行分析,一般情況下當持力層分別為強風化花崗巖、中風化花崗巖、微風化花崗巖,建筑高度分別在120,200,280 m以內(nèi)時建議取消沉降后澆帶。張玉舉[3]結合青島淺覆土地基實際工程,通過PKPM分析主裙樓后澆帶處裂縫寬度,給出了不同條件下取消沉降后澆帶的建議。張玉舉等[4]通過對實際工程進行沉降觀測分析,發(fā)現(xiàn)主樓封頂后,主裙樓沉降差達到峰值,當最大沉降差滿足規(guī)范要求時,即可提前封閉沉降后澆帶。富秋實[5]基于工程實例,利用巖土分析軟件研究了沉降后澆帶封閉時間對基礎沉降及底板內(nèi)力的影響,并據(jù)此得到沉降后澆帶可提前封閉的結論。王曙光等[6]指出當主裙樓沉降差異在規(guī)范允許范圍內(nèi)時,可實現(xiàn)主裙樓基礎整體連接。劉旭冉等[7]通過有限元軟件對來福士廣場施工過程進行模擬以及現(xiàn)場沉降觀測,隨施工進度推算主樓殘余沉降量,當殘余沉降量<2‰L時提前封閉沉降后澆帶,其中,L為相鄰柱基的中心距離。邸道懷等[8]提出沉降后澆帶封閉時間可以根據(jù)后澆帶封閉后兩側的沉降差來控制,當計算所得沉降后澆帶封閉后新增沉降差異小于10 mm時,可以將其封閉,并且該研究內(nèi)容成功應用在小米移動互聯(lián)網(wǎng)產(chǎn)業(yè)園,最終取得理想的效果[9]。王鐵夢在編制《超長大體積混凝土結構跳倉法技術規(guī)程》的過程中,統(tǒng)計了大量工程實例,發(fā)現(xiàn)在天然地基上的主裙樓建筑,雖布置了沉降后澆帶但其作用微乎其微[10]。楊嗣信等[11]分析沉降后澆帶的作用和存在的問題,結合規(guī)范分析取消沉降后澆帶的必要條件,結合相應實例指出高層建筑主裙樓整體基礎,若采取有關措施,或經(jīng)過計算差異沉降量引起的承載力滿足要求時可取消沉降后澆帶。

本文依托青島某項目,針對坐落在強風化花崗巖上,基礎為筏板基礎的主裙樓結構,通過實際觀測數(shù)據(jù)總結主裙樓沉降規(guī)律及主裙樓相對沉降差與主樓上部荷載間的關系。另外,建立結構有限元模型,綜合考慮基礎底板沉降位移及結構應力,以判斷能否取消沉降后澆帶。最后,結合青島地區(qū)現(xiàn)有類似地質條件以及基礎形式的工程實踐案例,給出了取消沉降后澆帶主裙樓高度差建議。

1 工程概況

青島某工程項目總建筑面積約6.9萬m2,包括地上面積4.5萬m2,地下室面積2.4萬m2。本文研究對象為主樓及其裙房部分,主樓地上21層,地下1層,采用鋼筋混凝土框架-核心筒結構;裙房地上2層,部分3層,地下1層,采用鋼筋混凝土框架結構。其中地下室層高5.9 m,其余樓層層高4.5 m。建筑總平面見圖1。本工程持力層為1片麻狀花崗巖強風化上亞帶?；A形式為天然地基+筏板,采用C35混凝土。主樓筏板厚度為1300 mm,裙房筏板厚度為500 mm。沉降后澆帶位于裙房1靠近主樓的第1跨內(nèi)。各巖土層力學指標見表1。

表1 各巖土層主要力學性質

圖1 項目平面布置

2 沉降觀測方案

本方案布置3個水準基點,并將其設置在施工影響范圍之外且能長期保存的位置,待水準基點達到穩(wěn)定后進行水準基點聯(lián)測。根據(jù)結構設計要求及建筑物特點,該項目主裙樓共布設41個測點。觀測點位布置見圖2。

圖2 觀測點位布置

3 沉降觀測數(shù)據(jù)分析

沉降觀測開始時,主樓已施工至2層,裙房1施工至2層,裙房2施工至3層。為保證數(shù)據(jù)完整,參考文獻[3]對前期沉降數(shù)據(jù)進行推算:根據(jù)《建筑地基基礎設計規(guī)范》(GB 50007-2011)5.3.5及5.3.10條[12],由分層總和法分別計算主樓與裙房沉降值以及巖石層沉降在總沉降中的占比,由式(1)通過回彈量計算再壓縮量。

(1)

式中:s為回彈再壓縮量,mm;sc為地基回彈計算變形量,mm;s′為地基變形量,mm;ψc為回彈量計算的經(jīng)驗系數(shù);PC為基坑底面以上土的自重應力,kPa;EC為土的回彈模量,kPa;ψs為沉降計算經(jīng)驗系數(shù);P0為附加應力,kPa;ES為壓縮模量,MPa。

補全沉降數(shù)據(jù)后探究主樓與裙房沉降規(guī)律、主裙樓最大沉降點間相對沉降差及后澆帶兩側相對沉降差與主裙樓樓層差間的關系。

3.1 主樓沉降數(shù)據(jù)分析

采用PKPM建立主樓模型,根據(jù)《建筑結構荷載規(guī)范》(GB 50009-2012)[13]施加荷載。通過PKPM計算結構施加在持力層上的應力為623 kPa,主樓模型見圖3。

圖3 主樓PKPM模型

經(jīng)計算,主樓基坑開挖卸載土體自重應力為61 kPa,附加應力為562 kPa。本研究將卸載量與再加載量相等處定義為平衡點,平衡點之前發(fā)生的沉降為前期沉降[14]。主樓施工完-1層時產(chǎn)生的自重應力為70 kPa,與卸載土體自重相當,即-1層產(chǎn)生的沉降為前期沉降,其計算方法參考式(1)。1層沉降可由實際觀測數(shù)據(jù)進行推算:

(2)

式中:S1-21為1-21層沉降值,mm;S1為1層沉降值,mm;F1-21為1-21層荷載,kN;F1為1層荷載,kN。

經(jīng)計算主樓各點累計沉降曲線見圖4。主樓沉降隨其上部荷載增大而增大,主樓封頂后上部荷載不再繼續(xù)增加,沉降開始趨于穩(wěn)定。

3.2 裙房沉降數(shù)據(jù)分析

采用PKPM建立裙房模型,裙房建模時荷載布置方式與主樓保持一致,通過PKPM計算施加在持力層上的應力為65 kPa,裙房模型見圖5。

圖5 裙房PKPM模型

經(jīng)計算,裙房基坑開挖卸載土體自重為41 kPa,附加應力為23 kPa。裙房施工至1層共產(chǎn)生的自重應力為46 kPa,故-1層與1層沉降屬于前期沉降,計算方法與主樓保持一致。

裙房主體施工時,沉降隨其上部荷載增大而增大。當裙房封頂后,上部荷載不再繼續(xù)增加且該階段停止降水,地下水位上升后基礎底板產(chǎn)生上浮,裙房沉降減小。伴隨沉降后澆帶的澆筑(圖6中框選部分),沉降后澆帶對主裙樓沉降差具有一定的調平作用,故裙房沉降增大[8]。裙房沉降減小時,恰好在該階段停止降水,地下水位上升,因該階段沉降后澆帶并未封閉,地下水位的上升使得裙房基礎底板產(chǎn)生一定程度的上浮。當無地下水時,該階段裙房已經(jīng)封頂,因主樓上部荷載持續(xù)增加,裙房沉降會趨于平緩或些許增大,不會出現(xiàn)上浮現(xiàn)象。

圖6 裙房最終沉降曲線

3.3 主裙樓沉降差分析

圖7給出了主裙樓最大沉降點間沉降差以及后澆帶兩側沉降差與主裙樓樓層差間的關系。其中主裙樓最大沉降點間相對沉降差為0.000 48,后澆帶兩側最大相對沉降差為0.000 97,均小于《建筑地基基礎設計規(guī)范》(GB 50007—2011)框架結構鄰柱相對沉降差限值0.002,符合規(guī)范要求。該項目主裙樓同時施工,施工前期主樓與裙房樓層差保持一致,因主樓上部荷載大于裙房上部荷載,所以該階段主裙樓相對沉降差隨主樓上部荷載增大而增大;當裙房封頂后,主樓繼續(xù)施工,荷載不斷增大,主裙樓間相對沉降差隨主裙樓樓層差增大而增大;主樓封頂后,澆筑沉降后澆帶,沉降后澆帶對主裙樓沉降具有調平作用,二者之間相對沉降差減小。

4 有限元分析

4.1 模型建立

采用ABAQUS軟件建立結構基礎和地基模型,各部分均采用實體單元,模型中巖體邊長取筏板邊長5倍,厚度取筏板邊長5倍。邊界條件:巖體四周分別固定x,y方向位移,底邊方向固定x,y,z方向位移。有限元模型見圖8。

圖8 有限元模型

該模型共設置22個分析步。首先進行地應力平衡,對巖體模型施加一個初始預應力,以此抵消基坑開挖卸載的土體自重,同時減小計算誤差。利用單元生死功能模擬樓層施工進度[15],將未施工樓層“殺死”,而后根據(jù)施工進度激活相應樓層。

4.2 有限元結果分析

圖9比較了位于同一軸線上的5-7和9-12測點的實際沉降量與模擬沉降量。模型計算結果與沉降觀測數(shù)據(jù)的變化規(guī)律一致,且數(shù)值模擬較實際觀測結果偏大,更偏于保守,可進行后續(xù)的模擬分析。

圖10為主樓21層施工結束的模擬結果,主樓沉降呈“鍋底”型,最大沉降出現(xiàn)在主樓中心位置且在主裙樓連接處沉降未發(fā)生突變。主樓最大沉降為47.13 mm,裙房最大沉降為35.47 mm,二者相對沉降差為0.0011,小于《建筑地基基礎設計規(guī)范》(GB 50007—2011)中框架結構鄰柱相對沉降差限值0.002,符合規(guī)范要求。

圖10 底板沉降分布

基礎底板最大拉應力為1.28 MPa(圖11),小于《混凝土結構設計規(guī)范》(GB 50010—2010)中C35混凝土抗拉強度標準值2.20 MPa[16],滿足結構安全使用要求。

圖11 底板應力云圖

后澆帶兩側相對沉降差取主樓與裙房相鄰柱的相對沉降差,施工過程中主裙樓后澆帶兩側相對沉降差見表2,主裙樓后澆帶兩側最大相對沉降差為9.78×10-4,符合規(guī)范要求。

表2 施工過程中后澆帶兩側相對沉降差

綜上可知,地基持力層為強風化花崗巖、基礎形式為筏板基礎以及主裙樓高度差在85.5 m以內(nèi)可取消沉降后澆帶。因本文主要研究對象為強風化花崗巖地基,巖石地基較難壓縮,該種地質條件下,基礎形式一般采用筏板基礎。對于持力層為土層的情況還需后續(xù)的研究。對于中風化及微風化花崗巖地基,因其彈性模量明顯大于強風化花崗巖,故在相同荷載下,其結構沉降均小于強風化花崗巖地基條件。王振洲曾對強風化花崗巖、中風化花崗巖及微風化花崗巖地基進行研究,在上部結構一致情況下,主裙樓最大沉降及沉降后澆帶兩側沉降差值由大到小依次為:強風化花崗巖、中風化花崗巖,微風化花崗巖[2]。

大量實踐表明,在青島地區(qū)工程實際應用中,地質條件為強風化花崗巖、中風化花崗巖以及微風化花崗巖且基礎形式為筏板基礎的主裙樓結構取消沉降后澆帶后沉降差異均在規(guī)范允許范圍內(nèi),詳見表3。綜合考慮工程統(tǒng)計與上述案例,在相同地質條件及基礎形式下,主裙樓高度差在100 m以內(nèi)取消沉降后澆帶是可行的。

表3 未設沉降后澆帶建筑

5 結論

運用現(xiàn)場沉降觀測及有限元模擬研究青島某項目沉降發(fā)展歷程,得出了主裙樓相對沉降差發(fā)展曲線及筏板基礎結構應力,以此給出主裙樓取消沉降后澆帶的高度差建議。主要得出以下3點結論。

1) 主裙樓主體施工階段,沉降隨上部荷載增大而增大。主樓封頂后沉降趨于穩(wěn)定。裙房由于上部荷載較小,停止降水后裙房基礎發(fā)生上浮,沉降值減小。待沉降后澆帶封閉后,裙房分擔主樓部分荷載,沉降值增大。

2) 由沉降觀測值及有限元模擬可知,主裙樓最大沉降點間相對沉降差和沉降后澆帶兩側相對沉降差隨主樓上部荷載增大而增大。

3) 結合有限元模擬與工程實際應用,持力層為強風化花崗巖,基礎形式為筏板基礎且主裙樓樓高度差在100 m以內(nèi)時,可取消布置沉降后澆帶。