楊 釗， 李勇智， 楊 睿

(1. 中交第二航務(wù)工程局有限公司， 湖北 武漢 430040；2. 長大橋梁建設(shè)施工技術(shù)交通行業(yè)重點(diǎn)試驗室， 湖北 武漢 430040；3. 交通運(yùn)輸行業(yè)交通基礎(chǔ)設(shè)施智能制造技術(shù)研發(fā)中心， 湖北 武漢 430040； 4. 同濟(jì)大學(xué) 巖土及地下工程教育部重點(diǎn)實驗室， 上海 200092)

0 引言

近年來，隨著城市建設(shè)的快速發(fā)展，對大體量建筑結(jié)構(gòu)的需求量越來越大，超長、超高、超厚等大體積混凝土結(jié)構(gòu)在工程中頻繁出現(xiàn)，由此而來的鋼筋混凝土裂縫問題也越來越嚴(yán)重，引起了行業(yè)內(nèi)專家學(xué)者的高度重視。對于地下結(jié)構(gòu)來說，混凝土開裂不僅影響結(jié)構(gòu)的外觀，而且會帶來地下水滲漏，降低結(jié)構(gòu)及相關(guān)設(shè)施設(shè)備的耐久性。

國內(nèi)外學(xué)者針對地下結(jié)構(gòu)裂縫問題開展了大量研究。賴金星等[1]以西安地鐵某區(qū)間黃土地層盾構(gòu)隧道涌水事故實例為依托，綜合監(jiān)測了地層不均勻沉降、管片裂縫及隧道變形，分析了由涌水導(dǎo)致的管片病害狀態(tài)及其原因。劉德軍等[2]根據(jù)國內(nèi)外大量統(tǒng)計結(jié)果，得出了襯砌開裂的主要影響因素，并采用擴(kuò)展有限元分析了偏壓作用下襯砌張拉裂縫的開裂機(jī)制。張芳等[3]基于有限元-離散元法(FDEM)建立了荷載結(jié)構(gòu)模型，分析了局部偏壓、背后空洞和拱頂松弛地壓等工況下隧道襯砌裂縫擴(kuò)展過程、分布規(guī)律。黃劍等[4]以某典型深厚軟土地基條件下的綜合管廊工程為研究背景，介紹了設(shè)計和施工中控制管廊沉降的措施，并對建成后的管廊沉降進(jìn)行監(jiān)測，驗證了結(jié)構(gòu)和基礎(chǔ)方案的合理性。蘇昂等[5]以某上軟下硬復(fù)合地層地鐵盾構(gòu)隧道為例，對施工階段出現(xiàn)的邊角部裂損、縱向裂紋和環(huán)向區(qū)域性剝落等管片裂損現(xiàn)象進(jìn)行了現(xiàn)場調(diào)查和分析統(tǒng)計，并在此基礎(chǔ)上采用理論分析和擴(kuò)展有限元法探明了管片裂損的成因。李密良等[6]綜述了管廊混凝土施工中常見的裂縫分布狀態(tài)，分析了裂縫出現(xiàn)的原因，并提出了防治措施。曹淞宇等[7]依托某地鐵越江盾構(gòu)隧道工程，進(jìn)行了相似模型試驗，研究了既有裂縫位置對盾構(gòu)隧道管片破壞形態(tài)的影響。Amorim等[8]基于集中損傷力學(xué)，提出一個用于分析隧道非彈性行為的公式，該方法不僅可以表征結(jié)構(gòu)損傷狀態(tài)，而且簡化了裂縫張開位移計算方法。Paul等[9]基于線彈性斷裂理論，提出一種可以計算多裂縫荷載增量的數(shù)值方法，可有效避免出現(xiàn)裂縫尖端網(wǎng)格。

目前關(guān)于地下結(jié)構(gòu)裂縫的研究主要集中在盾構(gòu)隧道，而對于綜合管廊裂縫的研究相對較少，且針對管廊開裂原因大多為籠統(tǒng)分析，未對管廊開裂原因進(jìn)行定性判斷。綜合管廊作為保障城市正常運(yùn)作的生命線工程，其結(jié)構(gòu)開裂將導(dǎo)致地下水進(jìn)入廊體內(nèi)部，對廊內(nèi)機(jī)電設(shè)備和結(jié)構(gòu)主體的安全性、耐久性及適用性造成影響，從而帶來難以挽回的經(jīng)濟(jì)損失。為此，本文以福州東南快速通道綜合管廊為例，對砂層地基管廊結(jié)構(gòu)施工階段裂縫進(jìn)行定性分析，研究其裂縫成因，以期為類似地質(zhì)條件下的綜合管廊項目提供一定的參考。

1 工程概況

1.1 工程簡介及地質(zhì)條件

福州東南快速通道項目的綜合管廊段總長度為3.105 km，本文主要研究其位于漳江支流底部的K3+860～+930段管廊。該段管廊底板位于河流水位面以下7.67 m，管廊寬度為8.6 m，凈高為3.85 m，側(cè)墻厚度為0.55 m，中墻厚度為0.3 m，在管廊下部設(shè)有0.3 m厚碎石砂墊層和0.2 m厚C25混凝土墊層。為實現(xiàn)抗浮，管廊結(jié)構(gòu)施工完后澆筑壓重混凝土。管廊典型斷面如圖1所示。各段管廊之間設(shè)置沉降縫，沉降縫位置縱向鋼筋斷開，中部設(shè)置中埋式鋼邊橡膠止水帶，如圖2所示。

圖1 管廊典型斷面(單位： m)

圖2 管廊變形縫防水構(gòu)造示意圖(單位： mm)

綜合管廊所在路段為海相沉積平原地貌，附近場地地形較平坦，整體穩(wěn)定性較好。K3+860～+930段管廊地處河流底部的含泥中砂層，土層均勻性較好，中砂層厚17.82 m，管廊的底部標(biāo)高為-7.03 m，河流常水位標(biāo)高為+0.64 m，如圖3所示。根據(jù)地質(zhì)勘察報告，管廊穿越段各土層物理力學(xué)參數(shù)見表1。

圖3 K3+860～+930段管廊穿越土層剖面圖(單位： m)

表1 土層物理力學(xué)參數(shù)

1.2 管廊滲漏及開裂經(jīng)過

K3+860～+930段管廊縱斷面如圖4所示，現(xiàn)場按照①—②—③的順序進(jìn)行施工。2018年1月10日，試驗段管廊完成施工，停止降水，管廊兩端敞口置于水中。2018年12月2日，大里程段管廊完成施工，未發(fā)現(xiàn)滲漏現(xiàn)象。2018年12月27日，施工方對試驗段及大里程段管廊進(jìn)行抗浮壓重混凝土施工，期間發(fā)現(xiàn)K3+903.5變形縫位置有輕微漏水現(xiàn)象，現(xiàn)場未采取處理措施。2019年11月4日，施工方在進(jìn)行小里程段管廊施工時，發(fā)現(xiàn)試驗段管廊已經(jīng)下沉，現(xiàn)場取芯發(fā)現(xiàn)接縫處底板未見混凝土墊層，底板存在明顯脫空現(xiàn)象，K3+903.5變形縫處左側(cè)試驗段相對右側(cè)大里程段向下錯臺達(dá)10 cm，涌水量達(dá)150 m3/h，涌砂量約130 m3，如圖5所示。同時，大里程段管廊中部K3+917位置附近出現(xiàn)明顯結(jié)構(gòu)裂縫，裂縫貫通整個頂板并延伸至側(cè)墻和中墻下部，裂縫平均寬度約0.3 mm，周圍有白色鈣化物析出，如圖6所示。

圖4 K3+860～+930段管廊縱斷面示意圖

(a) 變形縫滲水 (b) 變形縫錯臺

(a) 中墻及頂板裂縫 (b) 側(cè)墻裂縫

2 監(jiān)測數(shù)據(jù)分析

為研究管廊出現(xiàn)結(jié)構(gòu)開裂的原因，對試驗段及大里程段管廊施工期沉降監(jiān)測數(shù)據(jù)進(jìn)行分析。需要說明的是，由于大里程段施工前，試驗段在自重作用下已完成部分沉降，大里程段在與試驗段對接時調(diào)整了底部標(biāo)高，此處沉降監(jiān)測數(shù)據(jù)是從大里程段施工完成時開始統(tǒng)計的，不包括試驗段在自重作用下已完成的部分沉降。

2.1 管廊沉降分析

圖7和圖8分別示出試驗段和大里程段管廊各測點(diǎn)沉降-時程曲線。由圖可知，試驗段和大里程段在壓重混凝土施工后的沉降變化大致可分為3個階段。第1個階段為急速增加階段，管廊沉降隨著時間迅速增加，此階段主要發(fā)生在壓重混凝土完工后半年時間內(nèi)。第2個階段為緩速增加階段，管廊沉降增長速度隨時間逐漸減緩，此階段在壓重混凝土完工后半年至小里程段開始施工之間。當(dāng)小里程段開始施工時，管廊沉降-時程曲線到達(dá)第3個階段，即穩(wěn)定階段，此時試驗段及大里程段已完成大部分沉降，沉降變化趨于穩(wěn)定。此外，從圖中還可以看出，壓重混凝土完工后3個月內(nèi)為管廊沉降增長最迅速的階段，同一段管廊各測點(diǎn)沉降變化速率差異較大。以大里程段為例，在壓重混凝土施工前，其左側(cè)K3+903.5截面與右側(cè)K3+930截面的沉降差僅為1 mm； 而在壓重混凝土完工3個月時，沉降差達(dá)到了43 mm。這表明，大里程段管廊在該時間段內(nèi)發(fā)生了較大的不均勻沉降。

圖7 試驗段各測點(diǎn)沉降-時程曲線

圖8 大里程段各測點(diǎn)沉降-時程曲線

圖9示出試驗段及大里程段管廊沉降-里程曲線。由圖可知，在壓重混凝土施工前，試驗段和大里程段之間的沉降較為一致。在壓重混凝土施工完成后，管廊發(fā)生了較大的不均勻沉降。不均勻沉降主要體現(xiàn)在2方面： 1)試驗段及大里程段各自發(fā)生了不均勻沉降，這種不均勻沉降在壓重混凝土完工前3個月內(nèi)非常顯著； 2)試驗段和大里程段之間發(fā)生了較大的不均勻沉降，試驗段整體沉降大于大里程段整體沉降，以K3+903.5變形縫位置為例，壓重混凝土施工前其左右截面沉降差僅為0.5 mm，壓重混凝土完工3個月時其左右截面沉降差達(dá)到了37 mm。

圖9 試驗段及大里程段管廊沉降-里程曲線

試驗段和大里程段管廊所受荷載基本相同，但出現(xiàn)如此大的沉降差異，可能是由于兩者地基土體性質(zhì)差異較大所導(dǎo)致。通過調(diào)查現(xiàn)場施工記錄發(fā)現(xiàn)，試驗段管廊施工時，鋼板樁未打入下部不透水層，基坑降水時由于濾網(wǎng)質(zhì)量問題而攜帶大量細(xì)砂顆粒(如圖10和圖11所示)，對降水井周邊試驗段地基土體及基坑外側(cè)部分大里程段地基土體造成擾動，土體變得松散； 而大里程段施工時，將圍護(hù)結(jié)構(gòu)打入了不透水層，且改進(jìn)了井點(diǎn)濾網(wǎng)，抽出的水較清澈，水土損失小。因此，在壓重混凝土施工時，試驗段管廊地基土體較大里程段地基土體更松散，于是，在壓重荷載作用下，兩者之間發(fā)生了較大的差異沉降。

圖10 試驗段降水施工示意圖

K3+903.5位置處的變形縫作為受力和防水的薄弱環(huán)節(jié)，當(dāng)兩側(cè)沉降差異較大時，其內(nèi)設(shè)止水帶崩脫剝離，進(jìn)而出現(xiàn)滲水現(xiàn)象。隨著兩側(cè)沉降差的不斷增大，滲水量越來越大，并攜帶左右兩側(cè)地基砂土進(jìn)入管廊內(nèi)部，導(dǎo)致試驗段和大里程段在靠近K3+903.5位置處地基土體受到較大擾動，因此試驗段和大里程段各自也發(fā)生了較大的不均勻沉降。由于管廊內(nèi)外的壓力差，前期滲水量會隨著時間不斷增加，而后期由于管廊內(nèi)外水壓逐漸趨于平衡，滲水量不再增加，因此試驗段和大里程段的沉降-時程曲線都呈現(xiàn)3階段式變化規(guī)律。

圖11 現(xiàn)場降水井抽出的水

2.2 管廊開裂原因初步分析

基于上述管廊沉降分析，初步推斷大里程段管廊開裂可能由以下2方面因素引起： 1)地基土體損失。由于K3+903.5變形縫處涌水涌砂，導(dǎo)致大里程段在靠近該位置處地基土體損失，管廊出現(xiàn)較大的不均勻沉降。當(dāng)土體損失范圍到達(dá)某一值時，管廊在荷載作用下，頂板局部區(qū)域拉應(yīng)力超過了混凝土抗拉強(qiáng)度值，出現(xiàn)了開裂。2)管廊承受過大荷重?；炷翂褐丶坝咳牍芾葍?nèi)部的砂和水等增加了大里程段管廊的荷重，加速了裂縫的產(chǎn)生和擴(kuò)展。

3 數(shù)值模擬分析

3.1 模型及相關(guān)參數(shù)

為進(jìn)一步分析管廊出現(xiàn)裂縫的原因，采用有限元軟件對K3+903.5～+930(大里程段)管廊裂縫進(jìn)行模擬分析，如圖12所示。模型在y方向的尺寸為26.5 m，模型橫截面尺寸與圖1相同，模型單元類型為八節(jié)點(diǎn)六面體單元，單元總數(shù)為4 929，節(jié)點(diǎn)總數(shù)為7 830。模型四周及頂部為自由邊界，底部與地基土體相互作用采用x和y方向彈簧模擬。參照《城市軌道交通巖土工程勘察規(guī)范》[10]，地基土基床系數(shù)按稍密中砂取12 MPa/m。管廊主體結(jié)構(gòu)混凝土材料力學(xué)參數(shù)見表2，建模過程未考慮鋼筋的作用。管廊所受荷載主要包括自重、混凝土壓重以及涌入管廊內(nèi)部的水和砂的壓力。

圖12 管廊有限元模型

表2 混凝土材料力學(xué)參數(shù)

3.2 地基土體損失對管廊影響分析

為探討地基土體損失對管廊開裂部位受力影響，及確定最不利土體損失范圍，采用彈性模型對自重作用下的管廊受力進(jìn)行分析。分析時考慮極限工況，將土體損失部位板底近似看作脫空，土彈簧剛度取極小值。

圖13示出管廊頂板拉應(yīng)力隨板底脫空長度變化曲線，圖14示出板底脫空至最不利位置時管廊y方向應(yīng)力云圖。由圖可知，在板底出現(xiàn)脫空時，管廊頂板局部將出現(xiàn)拉應(yīng)力，開裂位置K3+917附近截面的最大拉應(yīng)力隨著板底脫空長度的增加，呈現(xiàn)先增大后減小的趨勢； 當(dāng)板底脫空長度到達(dá)K3+917截面位置(距K3+903.5處13.5 m)時，K3+917截面拉應(yīng)力達(dá)到最大值，其附近截面的最大拉應(yīng)力值也較大，因此可認(rèn)為K3+903.5～+917段為最不利土體損失范圍。此外，圖13還表明，彈性本構(gòu)下計算所得的管廊頂板最大拉應(yīng)力值小于C35混凝土抗拉強(qiáng)度標(biāo)準(zhǔn)值(2.2 MPa)，因此可以排除管廊在自重作用下開裂的情形。

圖13 管廊頂板拉應(yīng)力隨板底脫空長度變化曲線

圖14 板底脫空至K3+917時管廊y方向應(yīng)力云圖(單位： MPa)

3.3 壓重及涌水涌砂對管廊影響分析

為探討混凝土壓重及涌水涌砂等對管廊受力影響，采用損傷塑性模型對管廊結(jié)構(gòu)進(jìn)行分析?；炷翐p傷塑性模型參數(shù)見表3—5，可通過《混凝土結(jié)構(gòu)設(shè)計規(guī)范》[11]中相關(guān)公式計算得到。分析時主要考慮以下工況： 1)管廊僅受重力作用； 2)管廊受重力和壓重混凝土作用； 3)管廊受重力、壓重混凝土和涌水涌砂壓力作用。對于壓重混凝土，為便于分析，采用荷載等效原則，將其等效成均布荷載作用于管廊頂板。經(jīng)計算，當(dāng)?shù)刃Ь己奢d值達(dá)到8.9 kPa時，計算所得的管廊頂板最大拉應(yīng)力與按實際壓重混凝土建模計算所得的管廊頂板最大拉應(yīng)力近似相同。對于涌水涌砂壓力，按照管廊內(nèi)腔充滿水以及130 m3砂進(jìn)行計算，該壓力值約為50 kPa。各工況管廊頂板最大拉應(yīng)力計算結(jié)果見表6。

表3 塑性損傷模型參數(shù)

表4 混凝土壓縮塑性及損傷參數(shù)

表5 混凝土拉伸塑性及損傷參數(shù)

表6 各工況管廊最大拉應(yīng)力計算值

由表6可知，隨著管廊所受荷載增加，管廊中部K3+917附近截面的最大拉應(yīng)力逐漸增大； 對于工況2，即壓重混凝土施工后，K3+917附近截面局部拉應(yīng)力達(dá)到2.475 MPa，超過了C35混凝土抗拉強(qiáng)度標(biāo)準(zhǔn)值(2.2 MPa)，頂板將出現(xiàn)開裂； 而對于工況3，即考慮涌水涌砂壓力后，K3+917附近截面最大拉應(yīng)力值均超過C35混凝土抗拉強(qiáng)度標(biāo)準(zhǔn)值。需要說明的是，本文在計算時考慮的是極限工況，即將K3+903.5～+917段管廊板底近似看作脫空，地基土彈簧剛度取極小值，而實際地基土體在發(fā)生部分土體損失后還留有一定的強(qiáng)度，且沿著K3+903.5～+917，損失后的地基土強(qiáng)度逐漸增大，因此本文計算的結(jié)果較實際值偏大。圖15示出工況3管廊塑性損傷計算結(jié)果。由圖可知，在管廊中部K3+917位置附近，頂板及側(cè)墻混凝土出現(xiàn)剛度下降，并出現(xiàn)拉伸損傷區(qū)，表明混凝土已經(jīng)開裂。上述分析表明，壓重混凝土施工后，管廊頂板局部產(chǎn)生了裂縫，而涌水涌砂壓重等加速了裂縫的擴(kuò)展。

3.4 裂縫擴(kuò)展分析

考慮到現(xiàn)場大里程段管廊頂板出現(xiàn)貫通裂縫，且裂縫一直延伸至側(cè)墻和中墻下部，為探討管廊裂縫擴(kuò)展規(guī)律，采用擴(kuò)展有限元法進(jìn)行分析。分析時考慮最不利荷載工況，即按板底脫空13.5 m，管廊受自重、混凝土壓重和涌水涌砂壓力作用?；炷敛捎米畲笾鲬?yīng)力開裂準(zhǔn)則和基于能量的線性軟化損傷模型，最大主應(yīng)力取混凝土抗拉強(qiáng)度標(biāo)準(zhǔn)值2.2 MPa，斷裂能Gf取120 N/m[12]。

為模擬實際工況，將管廊初始裂縫設(shè)于K3+917位置頂板處，如圖16(a)所示。圖16(b)示出在頂板初始裂縫下擴(kuò)展后的管廊裂縫。由圖可知，在涌水涌砂壓力作用下，管廊裂縫會由頂板向側(cè)墻和中墻擴(kuò)展，且裂縫擴(kuò)展呈現(xiàn)如下規(guī)律： 1)裂縫在中墻上的擴(kuò)展長度為2.5 m，大于在側(cè)墻的擴(kuò)展長度(2 m)； 2)裂縫在側(cè)墻和中墻上擴(kuò)展時，其擴(kuò)展方向往大里程樁號方向傾斜。上述裂縫擴(kuò)展規(guī)律與現(xiàn)場實際裂縫形態(tài)較為一致。

(a) 混凝土剛度下降率

(b) 混凝土拉伸損傷程度

(a) 初始裂縫

(b) 擴(kuò)展后的管廊裂縫

4 結(jié)論與建議

本文針對福州東南快速通道綜合管廊出現(xiàn)的結(jié)構(gòu)開裂問題，通過監(jiān)測數(shù)據(jù)和有限元模擬對管廊開裂的原因進(jìn)行了分析。主要結(jié)論及建議如下：

1)試驗段管廊基坑施工過程中，由于降水井濾網(wǎng)質(zhì)量問題，抽出的水?dāng)y帶大量細(xì)砂顆粒，而鋼板樁未打入下部不透水層，基坑外側(cè)土體被部分掏空，導(dǎo)致后期管廊不均勻沉降及變形縫錯臺。這是引起大里程段管廊開裂的根本原因。在砂土地層進(jìn)行明挖現(xiàn)澆管廊施工時，鋼板樁應(yīng)打入下部不透水層，降水井抽水時應(yīng)注意檢測含砂率； 若含砂率過高，應(yīng)停止降水，排查原因。

2)壓重混凝土施工后，大里程段管廊出現(xiàn)不均勻沉降，管廊中部K3+917位置附近頂板處于受拉狀態(tài)，局部截面拉應(yīng)力達(dá)到2.475 MPa，超過了C35混凝土抗拉強(qiáng)度標(biāo)準(zhǔn)值(2.2 MPa)，管廊頂板出現(xiàn)初始裂縫。應(yīng)持續(xù)觀測管廊沉降變形，當(dāng)管廊出現(xiàn)較大不均勻沉降時，須采取加固措施。

3)隨著K3+903.5變形縫兩側(cè)管廊差異沉降的增大，變形縫出現(xiàn)錯臺，大量水和砂涌入大里程段管廊內(nèi)部，導(dǎo)致了裂縫從頂板向中墻和側(cè)墻擴(kuò)展。裂縫在中墻和側(cè)墻的擴(kuò)展方向往大里程樁號方向傾斜，且裂縫在中墻的擴(kuò)展長度為2.5 m，大于在側(cè)墻的擴(kuò)展長度(2 m)。當(dāng)變形縫出現(xiàn)錯臺時，應(yīng)立即停止施工，采取填充注膠等措施，解決兩側(cè)標(biāo)高不連續(xù)及變形縫漏水問題。

4)本文結(jié)合特定項目對綜合管廊開裂原因進(jìn)行了分析，最終主要?dú)w結(jié)于地基不均勻沉降。而在實際工程中，管廊混凝土結(jié)構(gòu)開裂往往由多方面因素引起，后續(xù)應(yīng)加強(qiáng)對管廊開裂多因素影響分析，以便事先采取相應(yīng)預(yù)防措施。