基坑支护工程本科毕业论文

1 绪 论

1.1 基坑支护的发展

改革开放以来，我国高层建筑发展迅速，目前，我国高层建筑的发展趋势和特点是曾数的增多，高度的增高，并积极参与国际高层建筑的竞争。迄今为止，我国已建高层建筑其高度超过100m的超高层建筑已经超过200栋，高度超过200m的超高层建筑已经达到20多栋。随着高层建筑的发展，伴随出现了深基础，基坑的深度主要取决于地下室层数，一般一层地下室的基坑深度大致为（4~6）m，二层地下室的深度为（8~9）m，三层地下室的基坑深度为（11~12）m，四层地下室的基础深度为（14~18）m，目前国高层建筑最深的地下室基坑为六层，深度-26.2 m。

深基坑的支护工程，采用何种支护方案除了与基坑深度有直接关系外，更主要的是根据地层土质的好坏来采用不同的支护方案。基坑支护工程包含挡土、支护、防水、降水、挖土等许多紧密联系的环节，如其中某一环节失效，将会导致整个工程的失败。根据基坑工程事故的统计分析，基坑事故发生率较高，竟占基坑总数的四分之一，而这些工程事故主要表现为支护结构产生较大位移，支护结构破坏，基坑塌方与大面积滑坡，基坑周围道路的开裂和塌陷，与基坑相邻的地下设施（管线、电缆）变为以至于破坏，临近的建筑物开裂甚至倒塌，给国家经济和人民生命财产造成不同程度的损失。所以，确保基坑的安全与经济合理是当前一项主要地研究课题。由于深基坑开挖与支护技术涉与工程地质、水文、场地环境、支护设计方案、计算参数以与施工操作等许多方面，其中的一些问题还尚在探讨之中，许多设计计算方法也仅建立在经验或半经验之上，使深基坑工程的设计与施工处于不定状态。一方面，由于工程失误造成的深基坑支护结构失效频繁，损失严重：另一方面，由于过分地强调安全，稳妥，以至于不

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考虑支护结构是一种临时结构，而按永久性结构进行设计，因此，造成的浪费也是惊人的。

为了节省土地，充分利用地下空间，高层建筑本身要求有一定的埋置深度，高层建筑的停车场，设备间，储藏室等也都设在地下，从而使基坑深度增加，工程量增大，工程造价提高，因此，深基坑工程已经成为控制工程进度，质量，经济的重要组成部分。据统计，深基础工程的造价一般为整栋高层建筑总造价的20%~30%，深基坑支护结构的费用约占工程总造价的10%左右。

随着各国城市加快建设，地上土地资源已极有限甚至没有余地，所以空间资源开发的潜力主要靠挖掘地下空间。因此，一些专家预言：二十一世纪将是人类开发利用地下空间的新世纪，虽然问题较多，但潜力很大，很值得进行研究与改进。

1.2 基坑支护工程的容与原则

1.2.1 基坑支护工程的容一般包括

1) 岩土工程勘查与工程调查。确定岩土参数与地下水参数，测量临近建筑物，周围地下埋设物（管道、电缆、光缆等），城市道路等工程设施的工作现状并对承受地层位移的限值作出分析。

2) 支护结构设计。包括挡土围护（如连续墙、柱列式灌注桩挡墙），支撑体系（如支撑，锚杆）以与土体加固等；支护结构的设计必须与基坑的施工方案紧密结合，需要考虑的主要依据有：当经验土体和地下水状况，四周环境安全所允许的地层变形限值，可提供的施工设施与施工场地，工期以与造价等。

3) 基坑开挖与支护的施工，包括土方工程，工程降水和工程的施工组织设计与实施。

4) 土层位移测量与周边工程的保护。地层位移既取决于土体和支护结

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构的性能与地下水的变化，也取决于施工工序和施工过程。如预测的变形超过允许值，应修改支护结构设计与施工方案，必要时对周边的重要工程设施采取专门的保护或者加固措施。

5) 施工现场量测与监控。根据监测的数据和信息，必要时进行反馈设计，采用信息化来指导下以步的施工。 1.2.2 基坑支护的极限状态

根据中华人行业标准《建筑基坑支护技术规程》（JGJ120-99）的规定，基坑支护结构应采用以分项系数表示的极限状态设计表达式进行设计。

基坑支护结构极限状态可分为下列两类： 1) 承载能力极限状态

这种极限状态，对应于支护结构达到最大承载能力或土体失稳过大变形导致支护结构或基坑周边环境破坏。

2) 正常使用极限状态

这种极限状态，对应于支护结构的变形已妨碍地下结构施工或影响基坑周边环境的正常使用功能。

基坑支护结构均应进行承载能力极限状态的计算，对于安全等级为一级与对支护结构变形有限定的二级建筑基坑侧壁，尚应对基坑周边环境与支护结构变形进行验算。 1.2.3 基坑支护结构的安全等级

建筑基坑支护技术规程（JGJ120-99）规定，基坑侧壁的安全等级分为三级，不同等级采用相对应的重要性系数γo。

基坑侧壁的安全等级与重要性系数如表1-1所示。

表1-1 基坑侧壁安全等级与重要性系数

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安全等级 一级 破 坏 后 果 0 1.10 支护结构破坏、土体失稳或过大变形对基坑周边环境与地下结构施工影响很严重 支护结构破坏、土体失稳或过大变形对基坑周边环境与地下结构施工影响一般 支护结构破坏、土体失稳或过大变形对基坑周边环境与地下结构施工影响不严重 二级 1.00 三级 0.90 注：有特殊要求的建筑基坑侧壁安全等级可根据具体情况另行确定。 1.3 基坑支护工程的特点

基坑支护工程具有很多特征，概括起来有以下各点： 1) 深基坑工程具有很强的区域性

岩土工程区域性强，岩土工程中的深基坑工程，区域性更强。如黄土地基、砂土地基、软粘土地基等工程地质和水文地质条件不同的地基中，基坑工程差异性很大。即使是同一城市不同区域也有差异。正是由于岩土性质千变万化，地质埋藏条件和水文地质条件的复杂性、不均匀性，往往造成勘察所得到的数据离散性很大，难以代表土层的总体情况，且精确度很低。因此，深基坑开挖要因地制宜，根据本地具体情况，具体问题具体分析，而不能简单地完全照搬外地的经验。

2) 深基坑工程具有很强的个性

深基坑工程不仅与当地的工程地质条件和水文地质条件有关，还与基坑相邻建筑物、构筑物与市政地下管网的位置、抵御变形的能力、重要性以与周围场地条件有关。因此，对深基坑工程进行分类，对支护结构允许变形规定统一的标准是比较困难的，应结合地区具体情况具体运用。

3) 基坑工程具有很强的综合性

深基坑工程涉与土力学中强度（或称稳定）、变形和渗流3个基本课题，

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三者融合在一起需要综合处理。有的基坑工程土压力引起支护结构的稳定性问题是主要矛盾，有的土中渗流引起土体破坏是主要矛盾，有的基坑周围地面变形是主要矛盾。深基坑工程的区域性和个性强也表现在这一方面。同时，深基坑工程是岩土工程、结构工程与施工技术相互交叉的学科，是多种复杂因素相互影响的系统工程，是理论上尚待发展的综合技术学科。

4) 土压力特点

基坑围护结构都要承受土压力的作用。作用在挡土结构上的土压力是与挡土结构的位移有关的。静止土压力是指挡土结构物静止不动，土体处于弹性平衡状态时的土压力。主动土压力是当挡土结构向离开土体方向偏移至挡土结构物后土体达到极限平衡状态时的土压力。被动土压力是当挡土结构物向土体方向偏移至挡土结构前，土体达到极限平衡状态时的土压力。基坑围护结构承受的土压力一般是介于主动土压力和静止土压力之间或介于被动土压力和静止土压力之间。

目前土压力理论还很不完善，静止土压力按经验确定或按半经验公式计算：主动土压力和被动土压力按库仑（1776）土压力理论或朗肯（1857）土压力理论计算，这些都出现在Terzaghi有效应力原理间问世之前。在考虑地下水对土压力的影响时，是采用水土压力分算，还是水土压力合算较符合实际情况，在学术界和工程界认识还不一致。各地制定的技术规中规定也有差异。另外，土还具有蠕变性，作用在围护体系上的土压力还与作用时间有关。

5) 深基坑工程具有较强的时空效应

深基坑的深度和平面形状，对深基坑的稳定性和变形有较大影响。在深基坑设计中，要注意深基坑工程的空间效应。土体蠕变体，特别是软粘土，具有较强的蠕变性。作用在支护结构上的土压力随时间变化，蠕变将

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使土体强度降低，使土坡稳定性减小，故基坑开挖时应注意其时空效应。

6) 深基坑工程具有较强的环境效应

深基坑工程的开挖，必将引起周围地基中地下水位变化和应力场的改变，导致周围地基土体的变形，对相邻建筑物、构筑物与市政地下管网产生影响。影响严重的将危与相邻建筑物、构筑物与市政地下管网的安全与正常使用。大量土方运输也对交通产生影响。所以应注意其环境效应。

7) 深基坑工程具有较大工程量与较紧工期

由于深基坑开挖深度一般较大，工程量比浅基坑增加很多。抓紧施工工期，不仅是施工管理上的要求，它对减小基坑变形，减小基坑周围环境的变形也具有特别的意义。

8) 深基坑工程具有很高的质量要求

由于深基坑开挖的区域也就是将来地下结构施工的区域，甚至有时深基坑的支护结构还是地下永久结构的一部分，而地下结构的好坏又将直接影响到上部结构，所以，必须保证深基坑工程的质量，才能保证地下结构和上部结构的工程质量，创造一个良好的前提条件，进而保证整幢建筑物的工程质量。另一方面，由于深基坑工程中的挖方量大，土体中原有天然应力的释放也大，这就使基坑周围环境的不均匀沉降加大，使基坑周围的建筑物出现不利的拉应力，地下管线的某些部位出现应力集中等，故深基坑工程的质量要求高。

9) 深基坑工程具有较大的风险性和较高的事故率

深基坑工程是个临时工程，安全储备相对较小，因此风险性较大。由于深基坑工程技术复杂，涉与围广，事故频繁，因此在施工过程中应进行监测，并应具备应急措施。深基坑工程造价较高，但有时临时性工程，一般不愿投入较多资金，一旦出现事故，造成的经济损失和社会影响往往十

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分严重。

深基坑工程施工周期长，从开挖到完成地面以下的全部隐蔽工程，常常经历多次降雨、周边堆载、振动等许多不利条件，安全度的随机性较大，事故的发生往往具有突发性。

1.4 基坑支护结构的类型

深基坑支护结构的主要作用是挡土，使基坑在开挖和高层深基础结构的施工全过程能安全顺利地进行，并且保证不产生危害。

一般深基坑的支护结构通常是作为临时性结构的，当基础施工安装完毕即失去作用。当前国深基坑工程已有大量的实践经验，创造了许多深基坑施工的新技术，取得了较大进步，如地下连续墙、排桩支护、锚固支护、深层搅拌支护，锚喷网支护，逆作法施工等等。但是各种方法都不算万能的，都要结合土质条件，基坑的深度，地下水情况因地制宜地实施，不能盲目地进行施工。应根据不同支护类型的优选，适合条件，科学合理地选择经济合理地方案。其中最重要的控制条件是基坑的稳定性，地面变形的控制，环境因素，地下水的控制，防止基坑隆起，管涌与流沙等岩土工程问题。

深基坑支护的方法有很多，现将常用的几种支护结构简单介绍如下： 1) 放坡开挖

适用于周围场地开阔，周围无重要建筑物，只要求稳定，位移控制有严格要求，价钱最便宜，回填土方较大。

2) 深层搅拌水泥土围护墙

深层搅拌水泥土围护墙是采用深层搅拌机就地将土和输入的水泥浆强行搅拌，形成连续搭接的水泥土柱状加固体挡墙。水泥土围护墙优点：由

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于一般坑无支撑，便于机械化快速挖土；具有挡土、止水的双重功能；一般情况下较经济；施工中无振动、无噪音、污染少、挤土轻微，因此在闹市区施工更显出优越性。水泥土围护墙的缺点：首先是位移相对较大，尤其在基坑长度大时，为此可采取中间加墩、起拱等措施以过大的位移；其次是厚度较大，只有在红线位置和周围环境允许时才能采用，而且在水泥土搅拌桩施工时要注意防止影响周围环境。

3) 高压旋喷桩

高压旋喷桩所用的材料亦为水泥浆，它是利用高压经过旋转的喷嘴将水泥浆喷入土层与土体混合形成水泥土加固体，相互搭接形成排桩，用来挡土和止水。高压旋喷桩的施工费用要高于深层搅拌水泥土桩，但其施工设备结构紧凑、体积小、机动性强、占地少，并且施工机具的振动很小，噪音也较低，不会对周围建筑物带来振动的影响和产生噪音等公害，它可用于空间较小处，但施工中有大量泥浆排出，容易引起污染。对于地下水流速过大的地层，无填充物的岩溶地段永冻土和对水泥有严重腐蚀的土质，由于喷射的浆液无法在注浆管周围凝固，均不宜采用该法。

4) 钢板桩支护

是一种施工简单，投资经济的支护方法，它由钢板桩锚拉杆（或支撑、锚固结构、腰梁等）组成。由于钢板桩本身柔性较大，如支撑或锚位系统设置不当，其变形会很大。基坑深度达7m以上的软土地层，基坑不宜采用钢板桩支护，除非设置多层支撑或锚拉杆。

5) 钻孔灌注桩

钻孔灌注桩围护墙是排桩式中应用最多的一种，在我国得到广泛的应用。其多用于坑深7m～15m 的基坑工程，在我国北方土质较好地区已有8m～9m 的臂桩围护墙。钻孔灌注桩支护墙体的特点有：施工时无振动、无噪音

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等环境公害，无挤土现象，对周围环境影响小；墙身强度高，刚度大，支护稳定性好，变形小；当工程桩也为灌注桩时，可以同步施工，从而施工有利于组织、方便、工期短；桩间缝隙易造成水土流失，特别时在高水位软粘土质地区，需根据工程条件采取注浆、水泥搅拌桩、旋喷桩等施工措施以解决挡水问题；适用于软粘土质和砂土地区，但是在砂砾层和卵石中施工困难应该慎用；桩与桩之间主要通过桩顶冠梁和围檩连成整体，因而相对整体性较差，当在重要地区，特殊工程与开挖深度很大的基坑中应用时需要特别慎重。

6) 地下连续墙

通常连续墙的厚度为600mm、800mm、1000mm，也有厚达1200mm的，但较少使用。地下连续墙刚度大，止水效果好，是支护结构中最强的支护型式，适用于地质条件差和复杂，基坑深度大，周边环境要求较高的基坑，但是造价较高，施工要求专用设备。

7) 土钉墙

土钉墙是一种边坡稳定式的支护，其作用与被动的具备挡土作用的上述围护墙不同，它是起主动嵌固作用，增加边坡的稳定性，使基坑开挖后坡面保持稳定。土钉墙主要用于土质较好地区，我北和华东北部一带应用较多，目前我国南方地区亦有应用，有的已用于坑深10m以上的基坑，稳定可靠、施工简便且工期短、效果较好、经济性好、在土质较好地区应积极推广。

8) 锚杆或锚喷支护

锚杆与土钉墙支护相似，将锚杆锚入稳定土体中，外端与支护结构连结成用以维护基坑稳定的受拉杆件，并施加预应力。支护体喷射混凝土称锚喷支护。锚杆可与排桩，地下连续墙，土钉墙或者其他支护结构联合使

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用，不宜用于有机质土，液限大于50%的粘土层与相对密度小于0.3的砂土。

9) SMW工法

SMW（Soil Mixing Wall）工法亦称劲性水泥土搅拌桩法，即在水泥土桩插入H型钢等（多数为H型钢，亦有插入拉森式钢板桩、钢管等），将承受荷载与防渗挡水结合起来，使之成为同时具有受力与抗渗两种功能的支护结构的围护墙。SMW支护结构的支护特点主要为：施工时基本无噪音，对周围环境影响小；结构强度可靠，凡是适合应用水泥土搅拌桩的场合都可使用，特别适合于以粘土和粉细砂为主的松软地层；挡水防渗性能好，不必另设挡水帷幕；可以配合多道支撑应用于较深的基坑；此工法在一定条件下可代替作为地下围护的地下连续墙，在费用上如果能够采取一定施工措施成功回收H型钢等受拉材料，则大大低于地下连续墙，因而具有较大发展前景。

10) 逆作法

按照施工不同程序可以分为全逆作法，半逆作法或者部分逆作法，它以地下各层的梁板作支撑，自上而下施工，使挡土结构变形较小，节省临时支护结构。适用于较深基坑，对周边变形有严格要求的基坑。要预先做好施工组织管理方案与各种结构节点的处理。

1.5 基坑支护结构的方案选择基本依据

分析众多深基坑支护工程事故发生的原因，其中最主要的还是基坑工程结构选型不合理，考虑的因素不够全面。基坑支护围护与撑锚方法较多，为达到同一目的，可以有多种方法，而每一种方法都有其独特的优点，有的速度快，有的经济省，有的噪音小，有的用电用水量小等等。选择支护结构类型的基本依据，如下：

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1) 基坑的尺寸，基坑场地的形状、深度和宽度；

2) 基坑支护结构所受的荷载：侧向荷载、竖向荷载、地震荷载、风载、地面超载等；

3) 工程地质与水文地质条件：勘探资料容与测试方法：地下水情况与分布、地表水位、承压水层、承压气体等；

4) 环境条件：基坑周围的地区性质，基坑周围建筑物状况，基坑周围公用设施分布与地下构筑物、管线状况，基坑周围交通状况与道路状况，基坑周围水域（河流）状况，基坑所处地区特殊状况与对基坑施工的特殊要求等；

5) 建筑物的基础结构与上部结构对支护结构的要求； 6) 基坑开挖与排水等方法；

7) 对基坑支护结构施工（噪音、振动、地面污染）的要求； 8) 基坑场地周围已有基坑支护结构形式或类似基坑支护结构的形式，在施工中的成功、失败原因、教训；

9) 现已应用的各种支护技术的特点与适用围； 10) 相应基坑支护设计规程规指南等。

支护结构类型方案的选择必须遵循支护结构设计原则，更重要的是根据具体情况和具体解决的原则，使方案的选择具有创造性与灵活性。所以方案的选择应从支护工程的总体考虑，例如：

1) 对于一般高层建筑，往往采用1～2 层地下室，灌注桩可作为支护结构的一个满意的方案。如果可能，可改用地下连续墙，利用连续墙的受力性能好、对不利环境适应性强的优点，可加深地下室，以发挥潜在的经

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济价值，创造更好的综合效益。

2) 对于具有多层地下室的高层建筑，当采用地下室连续墙时，可考虑逆作法施工方法。、、、等地应用逆作法施工方法，已收到显著的效益。

3) 当采用地下连续墙时，尽可能考虑与地下室外墙合一或和承重墙结合成为三合一的方案。但要注意在设计和施工时，要妥善处理梁楼面结构与墙体的连接构造，要妥善解决防水和差异沉降问题。

4) 当采用地下连续墙时，要根据工地的具体情况，尤其是深宽的基坑，要与其他支护结构形式或施工方法或特殊的要求结合应用。

5) 当超过10m深的基坑，有时可以采用直径大的灌注桩代替地下连续墙。例如国际航运大楼，刚开始考虑采用地下连续墙结构，后来，经周密分析研究决定选用灌注桩，比地下连续墙的造价节省约1000万元，而且，可缩短工期近两个月。还要指出，对新技术的认识问题。在几年前，研究人员根据国外经验曾经提出建议：地下连续墙结构尽可能加以利用，两墙合一或三墙合一方案。但是，对新的事物的认识要有一个逐步认识和实践过程，需要先行者探索和实践，把先进科学技术早日为工程服务。

1.6 基坑支护工程的开挖与监测

1.6.1 基坑开挖原则

在基坑开挖施工中，现场不宜进行放坡开挖，当可能对邻近建（构）筑物、地下管线、永久性道路产生危害时，应对基坑、管沟进行支护后再开挖。在基础工程施工中，如挖方较深，土质较差或有地下水渗流等，可能对邻近建（构）筑物、地下管线、永久性道路等产生危害，或构成边坡不稳定。在这种情况下，不宜进行大开挖施工，应对基坑管沟壁进行支护。

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基坑开挖前应做好下述工作：

1) 基坑开挖前，应根据支护结构形式、挖深、地质条件、施工方法、周围环境、工期、气候和地面载荷等资料制定施工方案、环境保护措施、监测方案，经审批后方可施工。

2) 土方工程施工前，应对降水、排水措施进行设计，系统应经检查和试运转，一切正常时方可开始施工。

3) 有关围护结构的施工质量验收可按规规定执行，验收合格后方可进行土方开挖。

土方开挖的原则：

土方开挖的顺序、方法必须与设计工况相一致，并遵循“开槽支撑，先撑后挖，分层开挖，严禁超挖”的原则。

基坑挖土要分层进行，分层厚度应根据工程具体情况（包括土质、环境等）决定，开挖本身是一种卸荷过程，防止局部区域挖土过深、卸载过速，引起土体失稳，降低土体抗剪性能，同时在施工中应不损伤支护结构，以保证基坑的安全。

基坑的挖土应分层进行。在施工过程中基坑边堆置土方不应超过设计荷载，挖方时不应碰撞或损伤支护结构、降水设施。

基坑土方施工中应对支护结构、周围环境进行观察和监测，如出现异常情况应与时处理，待恢复正常后方可继续施工。

基坑开挖至设计标高后，应对坑底进行保护，经验槽合格后，方可进行垫层施工。对特大型基坑，宜分区分块挖至设计标高，分区分块与时浇筑垫层。必要时，可加强垫层。

基坑土方工程验收必须以确保支护结构安全和周围环境安全为前提。当设计有指标时，以设计要求为依据，如无设计指标时应按表1-2的规定执行。

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表1-2基坑变形的监控值 /cm

基坑类别 一级基坑 二级基坑 三级基坑 围护结构墙顶 位移监控值 3 6 8 围护结构墙体 最大位移监控值 5 8 10 地面最大沉降监控值 3 6 10 注：1 符合下列情况之一，为一级基坑： 1) 重要工程或支护结构做主体结构的一部分； 2) 开挖深度大于10cm； 3) 与临近建筑物，重要设施的距离在开挖深度以的基坑； 4) 基坑围有历史文物、近代优秀建筑、重要管线等需严加保护的基坑。 2 三级基坑为开挖深度小于7cm，且周围环境无特别要求时的基坑。 3 除一级和三级外的基坑属二级基坑。 4 当周围已有的设施有特殊要求时，尚应符合这些要求。 说明：本规表1-2适用于软土地区的基坑工程，对硬土区应执行设计规定。

1.6.2 基坑开挖方法

对于有支护的基坑土方开挖，需注意下列问题： 1) 配合支撑的加设，先撑后挖

基坑土方开挖之前，先要了解支护结构的计算工况，按照计算工况来安排分层开挖的顺序。支护结构设计都要求先撑后挖，即挖土至支撑设置标高时，要停止挖土，待支撑加设完毕并能起作用后，再继续往下开挖土方，这是保证支护结构安全和其变形的重要措施，土方开挖一定要遵守。

2) 考虑时空效应，合理安排挖土顺序

对具有流变特性的软土，土方开挖部分的空间几何尺寸和围护墙无支

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撑的暴露时间长短，对园护墙和基坑周围地层的位移有明显的影响，称为时空效应。

为此，在安排挖土顺序时，除按照围护墙支撑的布置情况分层开挖外，尚需分区开挖，当一个区段的土方挖至规定标高后，紧接着立即安设支撑，以缩短围护墙无支撑暴露时间，缩小时间效应的影响，同时由于空间几何尺寸的减小，亦缩小了空间效应的影响。

为使整个围护墙和支撑系统受力均衡，分区挖土时尚宜对称、均衡的进行，这对环形支撑体系尤为重要。

3) 防止挖土后坑底回弹变形过大

深基坑土体开挖后，地基土产生卸荷，由于土体中压力减小，土的弹性效应会使坑底产生一定的回弹变形。回弹变形值与土的种类、坑深、坑的面积、是否浸水、暴露时间和挖土顺序等有关。如基坑积水，粘性土因吸水使体积增加，不但抗剪强度降低，回弹变形亦增大。为此，对软土地基要防止回弹过大，否则将增大建筑物的后期沉降。

挖土过程中减少基坑回弹变形的有效措施，是设法减少土体中有效应力的变化，减少暴露时间，并防止地基浸水。因此，在基坑土方开挖过程中，应使降水设备始终正常运行：分区挖土，当部分区域挖至坑底设计标高后，尽快浇筑垫层，如底板允许分块浇筑，则浇筑底板则更好。在特殊情况下，则需对下部土层进行加固处理。

至于基坑土方开挖方式，主要分三种方式： 1) 盆式开挖

挖土机利用边坡下至挖土工作面进行挖土，运土汽车亦下坑运土。基坑土方开挖仍分层进行，先开挖基坑中间部分的土方，形成中间低、周边高的盆形。这种挖土方式由于围护墙的前面留有土坡，对围护墙起支撑作

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用，可减少围护墙的变形。但这种挖土方式当基坑较深时需设较长的坡道供挖土机和运土汽车上下，否则难以采用。

2) 岛（墩）式开挖

开挖基坑土方时先挖除基坑周边的土方，在基坑（或偏于一边）留一顶面稍低于地面的土墩，搭设栈桥或留通道，供挖土机经此下坑挖土，运土汽车亦可停在土墩处装土外运。由于运土汽车不下到坑，则需由几部挖土机传递去装车处装土。待基坑周边挖至设计标高后，挖土机边退边挖，最后挖除土墩。

这种挖土方式不需留设长的下坑坡道，土方外运亦方便，在基坑周围不空旷时多用之。

3) 栈桥挖土

当处于建筑物密集地区施工，施工现场十分狭窄时，则可于基坑上方搭设栈桥利用或部分利用上层的支撑结构，利用抓斗挖土机在栈桥上抓土或垂直运土。

这种挖土方式需架设栈桥，另外挖土速度较慢，只在不得已时才采用。 除上述三种挖土方式外，还有其他一些方式可采用，主要因地制宜，经过比较后优选之。

基坑土方量较大，数万立方米以至数亿万立方米者皆有之，挖土速度的快慢对基坑工程的工期起决定性影响。而且挖土方式得当与否．还影响支护结构的安全和变形值。设置支护结构降低地下水位，在一定程度上都是为基坑挖土服务的，因此，周密、正确地组织挖土施工，对基坑工程是十分重要的。

1.6.3 基坑支护的监测

(1) 监测设计要求

基坑工程监测是基坑工程施工中的一个重要环节，组织良好的监测能

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够将施工中各方面信息与时反馈给基坑开挖组织者，根据对信息的分析，可对基坑工程围护体系变形与稳定状态加以评价，并预测进一步挖土施工后将导致的变形与稳定状态的发展。根据预测判定施工对周围环境造成影响的程度，以制定进一步施工策略，实现所谓信息化施工。由于基坑工程监测不仅仅是一个简单的信息采集过程，而是集信息采集与预测于一体的完整的系统，因此，在施工前应该制定严密的监测方案。

(2) 确定监测目的

根据场地工程地质和水文地质情况、基坑工程围护体系设计、周围环境情况确定监测目的。

监测目的主要有三类：

① 通过监测成果分析预估基坑工程围护体系本身的安全度，保证施工过程中围护体系的安全。

② 通过监测成果分析预估基坑工程开挖对相邻建（构）筑物的影响，确保相邻建（构）筑物和各种市政设施的安全和正常工作。

③ 通过监测成果分析检验围护体系设计计算理论和方法的可靠性．为进一步改进设计计算方法提供依据。该项目的具有科研性质。

不同基坑工程的监测目的应有所侧重。当用于预估相邻建（构）筑物和各种市政设施的影响，要逐个分析周围建（构）筑物和各种市政设施的具体情况，如建筑物和市政设施的重要性．可能受影响程度、抗位移能力等，确定监测重点。

(3) 确定监测容

在基坑工程中需进行的现场测试主要项目与测试方法如表1-3所示，可根据监测目的选定。

表1-3 基坑监测项目和测试方法

监测项目 - 17 - / 150

测试方法 . . . .

地表、围护结构与深层土体分层沉降 地表、围护结构与深层土体水平位移 建（构）筑物的沉降与水平位移 建（构）筑物的裂缝开展情况 建（构）筑物的倾斜测量 孔隙水压力 地下水位 支撑轴力与锚固力 围护结构上土压力 水准仪与分层沉降标 经纬仪与测斜仪 水准仪与经纬仪 观察与量测 经纬仪 孔压传感器 地下水位观察孔 钢筋应力计或应变仪 土压力计 (4) 确定测点布置和监测频率

根据监测目的确定各项监测项目的测点数量和布置。根据基坑开挖进度确定监测频率，原则上在开挖初期可几天测一次，随着开挖深度发展，提高监测频率，必要时可一天测数次。

(5) 建立监测成果反馈制度

应与时将监测成果报告给现场监理、设计和施工单位。与时研究、与时处理，以确保基坑工程安全顺利施工。

(6) 制定监测点的保护措施

由于基坑开挖施工现场条件复杂，测试点极易受到破坏，因此，所有测点务必做得牢固，配上醒目标志，并与施工方密切配合，以确保其安全。

(7) 监测方案设计应密切配合施工组织计划

监测方案是施工组织设计的一个重要容，它只有符合施工组织的总体计划安排才有可能得以顺利实施。

(8) 施工监测要点

做好施工监测工作是实行信息化施工的前提。施工监测要点如下： ① 根据具体工程特点，制定监测方案，包括：监测项目、测点数量、测点布置和监测频率，以与监测项目报警值；

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② 严格按照监测方案实施监测，并与时将监测报告送交监理、设计和施工技术人员，指导下一步施工，如发现险情应立即报告；

③ 对测试结果应综合分析，发现险情应与时采取有效措施措施； ④ 监测工作结束后应提交施工监测总报告。

1.7 深基坑支护当前存在的问题

现在的城市建筑基本上是“见缝插针”，有的基坑边缘距已有建筑物仅几米，给基础工程的施工带来很大的难度，给周围环境带来极大威胁，也相应增加了施工工期和施工费用。再者，原来的深基坑支护结构的设计理论、计算原则、运算公式、施工工艺等，己不符合深基坑开挖与支护结构的实际情况，导致一些基坑工程出现事故，造成巨大的损失。因此，探索新的深基坑工程的设计理论，推导出符合深基坑工程的计算公式，要用科学的施工方法和先进的施工工艺，已成为深基坑工程技术的当务之急。

1) 支护结构设计计算与实际受力不符

目前，深基坑支护结构的设计计算仍基于极限平衡理论，但支护结构的实际受力并不那么简单。工程实践证明，有的支护结构按极限平衡理论计算的安全系数，从理论上讲是绝对安全的，但却发生破坏；有的支护结构却恰恰相反，即安全系数虽然比较小，甚至达不到规的要求，但在实际工程中获得成功。极限平衡理论是深基坑支护结构的一种静态设计，而实际上开挖后的土体是一种动态平衡状态，也是一个松弛过程，随着时间的增长，土体强度逐渐下降，并产生一定的变形。这说明在设计中必须给予充分的考虑，但在目前的设计计算中却常被忽视。

2) 设计中土体的物理力学参数选择不当

深基坑支护结构所承担的土压力大小直接影响其安全度，但要精确地计算土压力目前还十分困难，至今仍在采用库式或朗肯公式。关于土体物理力学参数的选择是一个非常复杂的问题，尤其在深基坑开挖后，其

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参数是可变值，很难准确计算出支护结构的实际受力。在支护结构设计中，如果对地基土体的物理力学参数取值不准，将对设计的结果产生很大影响。试验数据表明：摩擦角ψ值相差5°，主动土压力P就会相差10；原土体的

Ca 值与开挖后土体的Cb值，则差别更大。施工工艺和支护结构形式不同，对土体的物理力学参数的选择是支护结构设计中的关键。

3) 深基坑开挖存在的空间效应考虑不周

深基坑开挖量的实测资料表明：基坑周边向基坑发生的水平位移是中间大两边小。深基坑边坡失稳常常以长边的居中位置发生。这说明深基坑开挖是一个空间问题。传统的深基坑支护结构的设计是按平面应变问题处理的。对一些细长条基坑来讲，这种平面应变假设比较符合实际，而对近似方形或长方形深基坑则差别比较大。所以，在未能进行空间问题处理前仍需按平面应变假设设计时，支护结构的构造要适当调整，以适应开挖空间效应的要求。

4) 深基坑土体的取样具有不完全性

在支护结构设计之前，必须对地基土层进行取样分析试验，以取得土体比较合理的物理力学指标，为支护结构的设计提供依据。一般在深基坑开挖区域，按照国家规的要求进行钻探取样。为减少勘探的工作量和降低工程造价，不可能钻孔过密。因此，所取得的土样具有一定的随机性。但是，地质构造是极其复杂、多变的，取得的土样不可能全面反映地基土层的真实性。因此，支护结构的设计也就不一定完全符合实际。

从以上各方面综合看，我国目前深基坑工程存在的主要问题有： 1) 深基坑技术有待尽快发展提高：当前，深基坑工程以深、大、复杂为特点，特别是沿海地区，地下水位较高，深基坑工程施工工艺的改进等问题，均有待进一步的研究与发展。

2) 深基坑工程设计质量较低：一些部门认为深基坑工程是施工部门的

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事，无需设计资质，与岩土工程部门介入较少，设计大多由施工单位自己完成，但由于设计人员技术水平、参数取值、计算方法无章可循，使一些工程隐患较大，导致发生严重工程事故。

3) 深基坑工程缺乏理论研究与计算：目前，深基坑工程多是边开挖边实践边摸索，往往靠经验来进行，缺乏成熟的技术规的指导，仍然靠半经验半理论的方法解决问题。

4) 不必要的浪费：有的深基坑工程为了避免事故发生，往往一开始就全面支护，不考虑墙的受力和变形，盲目增加安全系数，造成很大浪费。

5) 施工混乱管理不严：少数施工单位不具备技术条件，人力、物力等基本素质较差，为了追求利润或迁就业主，降低安全度。

6) 质量检验不完善：深基坑工程的质量检验、验收的方法无章可循，给深基坑工程的质量监督和质量评价带来困难，没有针对深基坑工程特点建立竣工验收的质量管理体系。

7) 不注重工程勘察：深基坑工程的工程勘察工作十分重要，但许多勘察单位常常忽略对基坑环境地质的勘察，专门针对深基坑工程的地质与水文地质的勘察不够，以至于给设计和施工带来隐患。

8) 施工过程中的监理不够，不能做到随时监测。

9) 目前，监理工作在人力、物力等方面不适应深基坑工程的特殊要求。 10) 缺乏地域性规、规程与标准。

1.8 深基坑支护的研究方向

对于深基坑支护结构的设计，国外至今尚没有一种精确的计算方法，我国也没有统一的支护结构设计规。土压力分布还按库伦或朗肯理论确定，支护桩仍用“等值梁法”进行计算。计算结果与深基坑支护结构的实际受

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力悬殊较大，既不安全也不经济。由此可见，深基坑支护结构的设计不应再采用传统的“结构荷载法”，而应逐步建立以施工监测为主导的信息反馈动态设计体系。近十几年来，我国在深基坑支护技术上已经积累很多实践经验，收集了施工过程中的一些技术数据，已初步摸索出岩土变化支护结构实际受力的规律，为建立深基坑支护结构设计的新理论打下了良好的基础。但是，彻底改变传统的设计观点，建立真正实用的动态设计体系，仍然是任重道远，每个岩土工作者要勇于实践、敢于创新，争取早日攻克这一技术难关。

(1) 建立变形控制的新的工程设计方法

极限平衡原理是一种简便实用的常用设计方法，其计算结果具有重要的参考价值。但是，将这种设计方法用于深基坑支护结构，只能单纯满足支护结构的强度，而不能保证支护结构的刚度。众多工程事故就是因为支护结构产生过大变形而造成的，市青春路商贸大厦就是典型的一例。由此可见，评价一个支护结构设计方案优劣，不仅要看其是否满足强度的要求，而且还要看其是否会产生环境问题，关键在于其变形大小。

鉴于上述实际情况，在建立新的变形控制设计方法时，应着重研究以下几方面的问题：

1) 支护结构变形控制的标准。这是关系支护结构成败的决定性数据，但至今仍未有一个具体标准。

2) 空间应变简化为平面应变。这是如何将开挖过程中的空间效应转化为设计中的平面应变问题。简化的目的是既考虑空间效应的影响，又简化了计算。

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3) 地面超载的确定与其对支护结构变形的影响。 (2) 大力开展支护结构的试验研究

正确的理论必须建立在大量试验研究的基础上。但是，在深基坑支护结构方面，我国至今尚未进行系统的试验研究。一些支护结构工程成功了，也讲不出具体成功之处；一些支护结构工程失败了，也说不清失败的真实原因。在支护工程施工的过程中积累的技术资料很丰富，但缺少科学的测试数据，无法进行科学分析，不能上升到理论的高度，这是一个很大的缺陷。开展支护结构的试验研究（实验室模拟试验和工程现场试验），虽然要耗费部分资金，但由于深基坑支护工程投资巨大，如经过科学试验再进行设计，肯定会节省可观的经费。因此，工程现场试验是非常必要的。通过工程实践积累大量的测试数据，可对同类工程的成功打好基础，为理论研究和建立新的计算方法提供可靠的第一手资料。

(3) 探讨新型支护结构的计算方法

高层建筑的飞速发展给深基坑支护结构带来一场技术。在钢板桩、钢筋混凝土板桩、钻孔灌注桩挡墙、地下连续墙等支护结构成功应用后，双排桩、土钉、组合拱帷幕、旋喷土锚、预应力钢筋混凝土多孔板等新的支护结构型式相继问世。但是，这些支护结构型式的计算模型如何建立、计算简图怎样选取、设计方法如何趋于正确，仍是当前新型支护结构设计中急需解决的问题。目前，深基坑支护结构正在向着综合性方向发展，即受力结构与止水结构相结合、临时支护结构与永久支护结构相结合、基坑开挖方式只与支护结构型式相结合。这几种结合必然使支护结构受力复杂，所以，建立新型支护结构的计算方法，也是迫在眉睫的大事。

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2 工程概况

2.1 工程简介

拟建滨海广场53号A宗地项目位于省市大马路以南，二马路以北，国税局办公楼东侧，在建凯旋城项目的西侧。占地面积约为15267.47㎡，地上建筑面积约为1143.96㎡。本工程由清华大学建筑设计研究院设计，公寓和酒店采用框架结构，桩筏基础，车库和裙房采用天然地基，筏板基础。具体情况见表2-1所示

表2-1 建筑物概况表

编号 1 2 标高 /m 8.40 基础埋深 /m -13.2 建筑物名称 北侧公寓 南侧公寓 高度 /m 122.7--133.5 127.9--133.7 层数 41--43 40--42 地下室 2 - 24 - / 150

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3 4 5 酒 店 酒店裙房 地下车库 123.0 17.3 32 3 场地地面标高为7.09～8.92m，土0.00标高为8.40m，场地平均按标高约8.60m考虑，槽底标高-13.20m，槽深约13.40m。

根据现场调查，该开挖基坑东侧距离凯旋城建筑物的支护结构约为20.60m，南侧距离一条110kV的电缆沟约为10.0m，距离南侧大马路约为13.0m，距二马路自来水管等管线约为23m，西侧南段距离国税局办公楼地下结构外皮约23.5m，西侧北段距离西侧2层古建筑（市图书馆）最近约27.0m，西北角临近售楼处约3.70～5.50m，东北角距离下沉道路（埋深约8.0m）最近处约2.30m。

2.2 基坑的分区支护

由于基坑开挖面积较大，周围环境比较复杂，所以不同的区域对支护形式的强度和要求也不一样。所以在结合工程实际情况和周边具体环境的前提下将基坑的支护分为三个区域进行：

I区： 基坑的东侧、南侧、北侧以与西侧南端支护区域，采用预应力土钉墙和SMW工法连续墙的支护方案。

II区： 基坑的西侧北端、售楼处的支护区域，采用预应力土钉墙和锚杆护坡桩进行支护或SMW工法连续墙的支护。

III区： 基坑的东北角、临近下沉道路的支护区域，采用锚杆护坡桩进行支护或SMW工法连续墙的支护。

2.3 岩土工程条件

根据中兵勘察设计研究员在该场地的勘察报告，拟建场区现为在建凯旋项目的堆料场，整个场区南高北低，孔口标高为7.09～8.92m，高差最大

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可以达到1.83m。 2.3.1 地基土层

整个场地地基土层上部为人工填土层，其下为第四层沉积土层与元界粉子山群的片岩，石英岩以与侵入岩的片麻状花岗岩。

综合野外钻探描述，原位测试以与室土工实验成果，将对各层分述如下：

(1) 人工填土层

杂填土：杂色、松散、干～湿，主要成分是回填粘性土，建筑垃圾以与生活垃圾。该层在场区普遍分布。厚度为1.00～8.00m，层底标高为0.90～7.61m，局部地段下伏为粘性土和粉土构成的素填土层，层厚度为1.00～4.00m。

(2) 一般第四层沉积土层

① 粉质粘土：褐色～黄褐色，饱和，软塑～可塑，可以搓成细长条，切面稍有光滑，干强度中等、韧性中等，局部夹较多粗、砾砂，偶见角砾。夹粉质黏土（混角砾）、粉土、薄层或透镜体，该层在场区广泛分布，本层厚度为4.00～12.60m，底层标高为-7.35～-0.32m。

② 粉质黏土（混角砾）：黄褐～褐黄色、饱和、稍密～中密，角砾成分为片岩、花岗岩、片麻岩碎块，呈次菱角状，含大量粗砾砂，本层以透镜体形式出现，厚度为0.50～3.80m。

③ 粉土：褐黄色、饱和、中密，含云母片以与氧化铁，本层以薄层或透镜体形式出现，厚度为1.00～4.00m。

④ 粉质黏土（混角砾）：褐黄色～红褐色，饱和、稍密～中密，角砾成分为片岩，花岗岩、片麻岩碎块，呈次菱角状，大量粗砾砂，夹粉质黏土，细中砂 和粉土 薄层或透镜体。该层在场区普遍分布。厚度为2.00～13.40m，层底标高为-15.68～-6.62m。

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⑤ 粉质黏土：褐黄色，饱和、可塑～硬塑，可搓成细长条，切面稍光滑，干强度中等，韧性中等，局部相变为粉土，本层以薄层或透镜体形式出现，厚度为0.80～5.70m。

⑥ 细中砂：褐黄色，饱和、中密～密实，由石英和长石组成。本层仅在2#和4#孔以透镜体形式出现，厚度为0.40～2.00m。

⑦ 粉土：褐黄色，饱和、中密，含云母片与氧化铁。本层以透镜体形式出现，厚度为1.00m。

⑧ 粉质黏土 ：褐黄色～红褐色，饱和、可塑～硬塑，可搓成细长条，切面稍光滑，干强度中等，韧性中等，含铁锰氧化物，夹细中砂。粉质黏土（混角砾）和粉质薄层或透镜体，该层在场区普遍分布，本层厚度为3.00～12.50m，层底标高为-23.39～-13.15m。

⑨ 细中砂：褐黄色、饱和、稍密~中密、角砾成分为片岩，花岗岩、片麻岩碎块，呈次菱角状，大量粗砾砂，本层以透镜体形式出现，厚度为1.00～2.00m。

⑩ 粉质黏土（混角砾）：褐黄色～红褐色，饱和、稍密～中密、角砾成分为片岩，花岗岩、片麻岩碎块，呈次菱角状，大量粗砾砂，本层以透镜体形式出现，厚度为1.00～2.3m。 (3) 元古界粉子山群

根据区域资料和本次勘查钻探揭露，场区基岩为片岩和片麻状花岗岩，石英岩。岩脉的脉体细小，厚度不足10cm，与围岩接触良好，未见围岩腐蚀现象。

① 全风化片岩⑤1：灰绿色，主要矿物成分为长石、石英、云母、原岩结构已经破坏，可见残余结构，遇水易软化，岩心多呈土状，碎快状。本层厚度为1.00 m～6.50m，层底标高为-26. m～-19.19m。

② 强风化片岩⑤1 ：灰绿色，主要矿物成分为长石、石英、云母、原

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岩结构已经大部分破坏，裂隙发育，岩心多呈土状，碎快状。本层厚度为1.00 m～8.5m，层底标高为-34.08 m～-20.37m。

③ 中等风化片岩⑤1 ：灰绿色，中等风化，主要矿物成分为长石、石英、云母，鳞片变晶结构，片状构造，裂隙较发育，倾角为20～80º，间距~8cm 。岩体裂隙多闭合，平直，基本无充填，局部铁质浸染，大多为剪切裂隙，岩心多呈碎块状。最厚度为13.50m，层底标高为-41.39m。

④ 全风化麻状花岗岩⑥0：灰绿色，原岩结构已经破坏，矿物成分已经显著变化。本层厚度为1.90～4.50m，层底标高为-22.52～-17.65m。

⑤ 全风化麻状花岗岩⑥1：灰绿色，主要矿物成分为长石、石英、云母，原岩结构已经破坏，裂隙发育。本层厚度为1.00～10.00m，层底标高为-33.25～-19.18m。

⑥ 中等风化片麻状花岗岩⑥1：灰绿色，中等风化，主要矿物成分为长石、石英、云母，中细粒、片麻状结构，裂隙较发育，倾角为20～80º，间距为3～8cm。岩体裂隙多闭合，平直，基本无充填，局部铁质浸染，大多为剪切裂隙，岩心多呈碎块状。短柱状。最厚度为6.50m，层底标高为-37.25m。 2.3.2 地下水

该场地观测到的地下水稳定水位埋深为4.80～6.50m，水位标高为1.18～3.41m。主要埋藏粉质粘土（混角砾）和粉质粘土（混角砾）③层中，地下水类型属于微承压水。

2.4主要工程量统计

基坑降水围降面积约为11795.0㎡，结构外皮降水面积约为9753.40㎡。主要工程量统计如表2-2所示。

表2-2 主要工程量统计表

序号 项目名称 规格 - 28 - / 150 单位 数量 . . . .

1 2 3 4 降水井 土钉墙 护坡桩 锚杆 400（管径） 100（孔径） 800（桩径） 1×715.2（1860） m ㎡ m m 1440 2531.5 3819 35319 I区：护坡桩800×13.40m×201根，第一道锚杆150×19.0m×201根，第二道锚杆150×20.0m×201根；土钉墙支护面积为1670.0㎡，翻边面积为262.0㎡；

II区：护坡桩800×13.40m×69根，第一道锚杆150×22.0m×69根，第二道锚杆150×23.0m×69根；土钉墙支护面积为518.20㎡，翻边面积为81.30㎡；

III区：护坡桩800×13.40m×15根，锚杆150×22.0m×15根。

2.5 工程施工条件

1) 工程量大，工序多，工期紧是本工程最大特点。依据建设单位要求尽可能缩短该工期，因此必须加大人力、设备的投入量，并积极采用先进的施工工艺、性能良好的专用大型设备和完善的组织以与技术保证措施，才能保证工程工期的要求。

2) 工程现场场地较小，施工设备众多，各个工序交叉作业，给施工带来的难度大。

3) 基坑东西两侧距离既有的高大建筑支护结构很近，或孔作业很有可能会遇到原有支护体系的锚杆而导致成孔困难。

4) 周围的建筑物、构筑物较密集，南侧和西侧均有多种管线通过，应切实加强基坑以与周围建筑物的变形观测，以防事故的发生。

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3 基坑支护选型设计

3.1 设计原则（按建筑基坑支护技术规程JGJ120-99）

基坑支护结构应采用以分项系数表达的极限状态设计表达式进行设计 (1) 基坑支护结构极限状态可分为下列两类：

① 承载能力极限状态：对应于支护结构达到最大承载能力或土体失稳，过大变形导致支护结构或基坑周边环境破坏：

② 正常使用极限状态：对应于支护结构的变形已妨碍地下结构施工或影响基坑周边环境的正常使用功能：

(2) 基坑支护结构设计应根据表3-1选择相应的侧壁安全等级与重要性系数。

表3-1 基坑侧壁安全等级与重要性系数

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安全等级 破 坏 后 果 支护结构破坏、土体失稳或过大变形对基坑周边环境与0 1.10 一级 地下结构施工影响很严重 支护结构破坏、土体失稳或过大变形对基坑周边环境与二级 地下结构施工影响一般 支护结构破坏、土体失稳或过大变形对基坑周边环境与三级 地下结构施工影响不严重 注：有特殊要求的建筑基坑侧壁安全等级可根据具体情况另行确定。 1.00 0.90 (3) 支护结构设计应考虑其结构水平变形。地下水的变化对周边环境的水平与竖向变形的影响。对于安全等级为一级和周边环境变形有限定要求的二级建筑基坑侧壁，应根据周边环境的重要性，对变形的适应能力与土的性质等因素确定支护结构的水平变形限值。

(4) 当场地有地下水时，应根据场地与周边区域的工程地质条件，水文地质条件，周边环境情况和支护结构与基础型式等因素。确定地下水控制方法。当场地周围有地表水汇流、排泄或地下水管渗漏时，应对基坑采取保护措施。

(5) 根据承载能力极限状态和正常使用极限状态的设计要求，基坑支护应按下列规定进行计算和验算：

1) 基坑支护结构均应进行承载能力极限状态的计算。 计算容应包括：

① 根据基坑支护形式与其受力特点进行土体稳定性计算； ② 基坑支护结构的受压，受弯，受剪承载力计算；

③ 当有锚杆或支撑时，应对其进行承载力计算和稳定性验算。

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2) 对于安全等级为一级与对支护结构变形有限定的二级建筑基坑侧壁，尚应对基坑周边环境与支护结构变形进行验算。

3) 地下水控制计算和验算： ① 抗渗透稳定性验算； ② 基坑底突涌稳定性验算；

③ 根据支护结构设计要求进行地下水位控制计算。

(6) 基坑支护设计容应包括对支护结构计算和验算，质量检测与施工监控要求。

(7) 当有条件时，基坑应采用局部或全部放坡开挖，放坡坡度应满足其稳定性要求。

3.2 基坑支护结构类型

深基坑支护结构的主要作用是挡土，使基坑在开挖和高层深基础结构的施工全过程能安全顺利地进行，并且保证不产生危害。

一般深基坑的支护结构通常是作为临时性结构的，当基础施工安装完毕即失去作用。当前国深基坑工程已有大量的实践经验，创造了许多深基坑施工的新技术，取得了较大进步，如地下连续墙、排桩支护、锚固支护、深层搅拌支护、锚喷网支护、逆作法施工等等。但是各种方法都不算万能的，都要结合土质条件，基坑的深度，地下水情况因地制宜地实施，不能盲目地进行施工。应根据不同支护类型的优选 ，适合条件，科学合理地选择经济合理地方案。其中最重要的控制条件是基坑的稳定性，地面变形的控制，环境因素，地下水的控制，防止基坑隆起，管涌与流沙等岩土工程问题。

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深基坑支护方法有很多，现将常用的几种支护结构简单介绍如表3-2：

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表3-2 基坑支护类型

结构形式 放坡 开挖 原理和作用 放坡开挖选择合理的基坑边坡以保证在开挖过程中边坡的稳定性，包括坡面的自立性和边坡整体稳定性 施工时对周围环境的影响小，能紧邻建（构）筑物用特制的挖槽机械，在泥浆护壁的情况下开挖一定深度的沟槽，然后吊放钢筋笼浇灌混凝土，地下连续墙的现状多种多样，一般集挡土、承重、截水和防止为一体，并兼作地下室外墙 等进行施工，刚度大，整体性好，变形小，能作用于深基坑，处理好按头能较好的抗渗止水，如用逆筑法施工可实现两墙合一，能降低成本，地下墙如单纯用作围护墙，只为施工挖土服务则成本较高，泥浆需要妥善处理，否则会影响环境 由于坑无支撑，便于机械化快速挖土，具有挡土、水泥土墙围护墙是用深层搅拌机就地将土和输入的水泥浆强制搅拌，形成连续搭接的水泥土柱状加固体挡土墙 挡水的双重功能，一般比较经济：不宜用于深基坑位移相对较大，尤其是在基坑长度大时，其次是厚度也较大，而且水泥土搅拌桩施工时需要注意防止影响周围环境 排桩支护是指队列式间隔布置钢筋混凝土挖孔钻（冲）孔灌注桩，作为主要的挡土结构，其结构形式可分为悬臂式支护或单锚，多锚杆结构，布桩形式可分为单排或者双排布置 排桩支护施工简单，不需要专用设备，而且工程造价又比地下连续墙低，但这种排桩支护的缺点是在深基坑支护中，随着界坑深度的不断增加，常常出现基坑支护失稳等事故 悬臂式支护适用于开挖深度不超过10m的粘土层，不超过8m的砂性土层，以与不超过5m的淤泥质土层。 开挖深度不宜大于6m 基坑侧壁安全等级为二、三级者 地基承载力不宜大于150KPa 放坡开挖一般费用较低，但挖土与回填土放量较大 特点 适用条件 适用周围场地开阔，周围无重要建筑物，只要求稳定，位移控制有严格要求的地方 对各种地质条件与复杂的施工环境适应能力较强，施工不必放坡，不用支模，适用于基坑侧壁安全等级为一、二、三级者，在软土中悬臂式结构不宜大于5m. 地 下 连 续 墙 水 泥 土 墙 排 桩 支 护 34 / 150

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结构形式 钢 板 桩 支 护 钻 孔 灌 注 桩 钻孔灌注桩是排桩式中应用最多的一种，目前的施工工艺钻孔灌注桩为间隔排列，缝隙不小于100mm 是一种施工简单，投资经济的支护方式，它由钢板桩、锚拉杆（或支撑、锚碇结构，腰梁等）组成，由于钢板桩本身柔性较大，如支撑或锚拉系统设置不当，其变形会很大 原理和作用 特点 钢板桩的优点是材料质量可靠，在软土地区打设方便，施工速度快速而且简便，有一定的挡水能力，可多次重复使用，一般费用较低；其缺点是一般的钢板桩刚度不够大，用于较深的基坑时支撑（或拉锚）工作量大，否则变形较大，在透水性较好的土层中不能完全挡水，拔除时易带土，如处理不挡会引起土层位移，可能危害周围环境 施工无噪声，无振动，无挤土，刚度大，抗弯能力强，变形较小，支护稳定性好，对周围环境影响较小，桩间缝隙易造成水土流失，特别是在高水位软粘土地质地区，桩与桩之间通过桩顶冠梁和围檩连接成整体，因而相对整体稳定性较差 适用条件 多用于周围环境要求不甚高的深度在5～8m的基坑中；基坑深度达到7m以上的软弱土层，基坑不宜于采用钢板桩支护，除非设置多层支撑或锚拉杆 多用于基坑侧壁安全等级为一、二、三级，用于基坑深度一般在7～5m的基坑工程，在土质较好的地区已有8～9m的悬臂桩，在软弱土地区多加设支撑，悬臂式结构不宜大于5m 土钉是用来加固现场原位土体的细长杆件，通常采土 钉 墙 支 护 用钻孔，放入变形钢筋并沿孔全长注浆的方法做成，它依靠与土体之间的粘结力或者摩擦力，在土体发生变形时，被动承受拉力作用。它由密集的土钉群，被加固的土体，喷射混凝土面层形成支护体系，由于随挖随支，能有效地保持土体强度，减少土体的扰动 稳定可靠，施工简单并且工期短，效果好，经济性能好，在土质较好的地区适用 适用于地下水位以上或经人工降水后的人工填土，粘性土和弱胶结砂土，开挖深度为5—10m的基坑支护，土钉墙不适用于含水丰富的粉细砂层，砂砾卵石层，饱和软弱土层，不适用于对变形有严格要求的基坑支护工程 35 / 150

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结构形式 锚杆 或喷 锚支 护 S M W 工法 逆 作 法 原理和作用 特点 适用条件 锚杆与土钉墙支护相似，将锚杆锚入稳定土体中，外端与支护结构连接用以维护基坑的稳定的受拉杆件，并施加预应力。支护体喷射混凝土称喷锚支护 施工机具简单，施工灵活对邻近建筑物的影响小，支护工程的费用低 锚杆可与排桩，地下连续墙，土钉墙或其它支护结构联合使用，不宜用于有机质土体，液限大于50%的粘土层与相对密度小于0.3的砂土。 在水泥土桩插入H型钢等，将承受荷载与防渗挡水相结合起来，使之同时具有受力与抗渗两种功能的支护结构的围护墙 施工时基本无噪音，对周围环境影响小，结构强度可靠，特别适用于以粘土和粉细砂为主的松散地层，挡水抗渗性能好，不必另外设挡水帷幕 能用于周围施工环境比较恶劣，场地四周邻近建筑物，道路以与地下管线。不能因任何施工原因而遭到破坏，利用地下结构自身的梁、桩、柱、板作为支撑，既稳定又经济 沉井结构具有截面尺寸和刚度大，承载力高，耐久性好，抗渗和部空间可以利用，占地面积小，挖土量小，对于周边环境的影响较小等优先：缺点是施工工序繁多，施工工艺较为复杂，技术要求高和质量控制要求严格等问题 适用于大型深基坑，在国外已用于基坑深度-20m的基坑，在我国目前多用于8--10m的基坑 按施工不同程序可分为全逆作法、半逆作法或者部分逆作法。它以地下各层的梁板作支撑，自上而下施工，使得挡土结构变形较小，节省临时支护结构 沉井结构是修建深基础和地下深沟筑物的主要基适用于较深基坑，对于周边变形有严格要求的基坑，要预先作好施工组织方案与各结构点的处理 沉 箱 法 础类型，首先在地面或地坑上先作开口钢筋，混凝土筒身，待筒身达到一定强度后，在井筒分层挖土、运土，并借助其自重各服与土壁之间的摩擦力，不断下沉，就位，再构筑筒衬板，钉板，梁等构件，最终形成一个地下建筑物或构筑物 适用于场地狭窄，地下水多，土的渗透系数大，地下有流砂或者其他有害土层的施工 36 / 150

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3.3 地下水控制方法的选择

3.3.1 基坑开挖施工与防水

基坑的开挖施工，无论是采用支护体系的垂直开挖还是放大开挖，如果施工地区的地下水位较高，都将涉与到地下水对基坑施工的影响这一问题。当开挖施工的开挖面低于地下水位时，土体的含水层被切断，地下水便会从坑外或坑底不断地渗入基坑，另外在基坑开挖期间由于下雨或其他原因，可能会在基坑造成滞留水，这样会使坑底地基土强度降低，压缩性增大。这样一来，从基坑开挖施工的安全角度出发，对于采用支护体系的垂直开挖，坑被动区土体由于含水量增加导致强度、刚度降低，对控制支护体系的稳定性、强度和变形都是十分不利的：对于放坡开挖来讲，亦增加丁边坡失稳和产生流砂的可能性。从施工角度出发，在地下水位以下进行开挖，坑滞留水一方面增加了土方开挖施工的难度，另一方面亦使地下主体结构的施工难以顺利进行。而且在水的浸泡下，地基土的强度大为降低，亦影响到了其承载力。因此，为保证深基坑工程开挖施工的顺利进行，同时保证地下主体结构施工的正常进行以与地基土的强度不遭受损失，一方面在地下水位较高的地区，当开挖面低于地下水位时，需采取降低地下水位的措施：另一方面基坑开挖期间坑需采取排水措施以排除坑滞留水，使基坑处于干燥的状态，以利于施工。 3.3.2 降水方法

基坑工程中的降低地下水亦称为地下水控制，即在基坑工程施工过程中，地下水要满足支护结构和挖土施工的要求，并且不因地下水位的变化，对基坑周围环境和设施带来危害。

当前在深基坑边坡支护中采用各种有效的降水方法见表3-3

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表3-3 基坑降水方法简表

方法 名称 明沟加集水井 轻型井点 喷射井点 —— 降低水位深度 /m 土层渗透系数m/d 适用土层类别 方法特点 施工方便简单，经济性好，高水位地0.001～50 各种土，各种砂淤泥 区作为辅助降水措施，低水位地区可单独采用，但施工作业面往往泥泞不堪，影响作业 3～6 0.1～50 粉质粘土，粉土，砂土施工简单，安全，经济性好，对四周建筑物的影响小，降水深度较小 降水深度较大，但系统复杂，运行故障率较高，能耗损大 8～20 0.1～50 等各种砂土 粘土，粉质﹤0.1 粘土，淤泥与淤泥质粘土 20～200 中砂，粗电渗井点 决定于选用的其他井点法 适用于其他方法难以奏效的场合，要与其他井点结合应用，较为复杂 管井井点 3～5 适用于沙砾层中降水；出水量大降水深度小 砂，砾石。在出水量大，降水深度大，其他方法深井井点 ﹥15 10～250 卵石等 难以凑效时应用，能减除承压水的压力，对四周影响围和影响程度大 降低地下水位的措施，即降水方法有集水井降水和井点降水两类。在采用降水措施时，应根据工程的实际情况，并考虑以下因素：

(1) 地下水位的标高与基底标高，一般要求地下水位应降到基底标高以下0.5～1.0m；

(2) 土层性质，包括土的种类和渗透系数；

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(3) 基坑开挖施工的形式，是放坡开挖还是支护开挖； (4) 开挖面积的大小；

(5) 周围环境的情况，在降水影响围有无建筑物或地下管线以与它们对基础沉降的敏感程度和重要性等。

根据上述情况采取相应合理的降水方法，或集水井降水或井点降水。

3.4 确定设计方案

3.4.1 整体情况与施工要求

根据工程地质概况和现场地质要求，该开挖基坑东侧距离凯旋城建筑物支护约为20.60m，南侧距离一条110kV的电缆沟约为10.0m，距离南侧大马路约13.0m，距二马路自来水管等管线约为23m，西侧南段距离国税局办公楼地下结构外皮约23.5m，西侧北段距离西侧2层古建筑（市图书馆）最近约27.0m，西北角临近售楼处约3.70～5.50m，东北角距离下沉道路（埋深约8.0m）最近处约2.30m。 3.4.2 确定安全等级

由工程简介，工程概况可知，该基坑区域槽底标高为-13.20m槽深约为13.40m，东西两侧距离已存在建筑物很近，很有可能为遇到原有支护体系，南侧和西侧有多种管线，西北角邻近售楼处约为3.70～5.50m，东北角距离下沉道路（埋深约为8.00m）最近约为2.30m

如果基坑破坏土体失稳或过大便新会直接影响到周边建（构）筑物的稳定，耽误工期，对基坑周边环境与地下结构施工影响很严重。根据《建筑基坑支护技术规》JGJ120—99规定，该基坑工程属于一级基坑，应按照一级基坑的有关规定进行设计计算与施工。 3.4.3 基坑降水方案

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在基坑开挖过程中，必须防止地下水影响有关坑外底层的变形。由于该场地观测到地下水稳定水位埋深在4.80～6.50m，水位标高为1.18～3.41m，主要埋藏在粉质粘土（混角砾）②和粉质粘土（混角砾）③层中，地下水类型属于微承压水。

管井井点降水适用于渗透系数大的沙砾层中，且地下水丰富，用轻型井点不宜于解决的场合，每口管井出水量可达到50～100㎡/h，土的渗透系数在20～200m/d围，降低地下水位深度3～5m，为此，选择管井井点降水。

同时，应在地面布置排水沟与槽底边缘挖设明沟并沟通，引流于集水坑或井中，集中排除，并加强基坑开挖后，因大气降水以与管道漏水和地层起伏所形成的边坡侧壁渗水与其渗水处理。 3.4.4 基坑支护方案型式的确定

根据现场情况，将基坑划分为Ⅰ、Ⅱ、Ⅲ区，三个支护区域。即Ⅰ区为基坑的东侧南侧，北侧与西侧南段支护区域；Ⅱ区为基坑西侧北段，售楼处的纸糊区域；Ⅲ区为基坑的东北角，邻近下沉道路的支护区域。

由于课题项目设计为滨海广场深基坑（Ⅲ区），根据各种支护方法的优缺点，结合本基坑区域的具体情况，根据基坑结构选型的方法确定了以下几种设计方案：

方案一：灌注桩后加搅拌桩或者旋喷桩止水；

方案二：对于环境要求高，或者维护结构兼作永久支护结构的，采用设支撑的地下连续墙，可逆筑法，半逆筑法施工；

方案三：可采用SWM工法；

方案四：对于特种地下建筑物，在一定条件下可采用沉井（箱）法； 方案五：挖孔灌注桩或者钻孔灌注桩加锚杆或支撑。

根据周围环境，地质条件，建设单位的要求和施工工艺等各方面的要

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求确定具体的基坑支护方案。

由于基坑边缘距离下沉道路最近约为2.30m，不利于施工，由于方案一需设置3～4道支撑，支护宽度过大，所以不满足设计要求。虽然基坑对于环境的要求高，但其围护结构并不兼作永久结构，用逆筑法或者半逆筑法施工并不合适，所以方案二不适用于本基坑支护。方案三，SMW工法虽然有很多可取之处，并且国外支护深度以与达到-20m，但由于在我国的支护深度只在8～10m之间，此基坑的设计深度为13.40m，从技术安全方面考虑建议不采用此方法。沉井（箱）法对于特种地下构筑物能起到很好的作用，但其在造价和施工工艺等反面的因素不满足设计单位的要求，故不采用这种方法，方案四不适合。挖孔灌注桩或钻孔灌注桩加锚杆或支撑，能满足设计要求，施工组织方便，工期短，造价适中，是合理的选型方案，但由于桩间缝隙易造成水土流失，应加强周边降水，以满足设计要求。 3.4.5 土方开挖方案

基坑土方开挖时深基坑工程成败的关键，施工中应科学的加以组织，要做到快速，合理的控制基坑的稳定性和变形，保证好工程桩等。

不论是任何土层，基坑土方开挖由于地基卸载，土体应力释放，总会不同程度的引起基坑的稳定和变形问题，但合理的分层分区，对称，均衡的开挖，有利于控制变形的发展。

基坑土方开挖分放坡开挖和有支护开挖两类：

放坡开挖的基坑，多处于空旷地区，邻近基坑周围无特别需要保护的设施，由于无支护结构和部支撑，便于组织机械化施工，多用斗容量为一立方米左右的反铲挖土机分层开挖土方，汽车下坑运土，如运土汽车不下坑，坑深度较大时，可用挖土机向上传递。

对于有支护开挖，由于打桩的挤土和动力波的作用，使原处于平衡状态的地基遭到破坏。对砂性土甚至会形成液化，地下水上升到地面，使原来的地基强度削弱。对粘性土则由于很大的挤压应力，空隙水压力升高成超静孔隙水压力，土的抗剪强度明显降低。为此，对于有支护的基坑工程，

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应在打桩后宜间隔一段时间再挖土，挖土时亦宜分层开挖控制挖土高差，以保护好工程桩。

无论是无支护开挖还是有支护开挖，当开挖至地下水位以下时，土中含水层被截断，地下水会不断地渗入基坑，容易造成流砂、边坡失稳和使地基承载力下降等不良后果。因此，在基坑开挖前和开挖过程中应做好地下水的控制。

基坑开挖与支护的基本方法总结归纳如图3-1。在实际工程中常常将它们其中的某几种方法联合应用。

逐层全面开挖盆式开挖开挖岛式开挖分段开挖逆筑法开挖排桩围护墙围护墙地下连续墙支撑有支护开挖围檩内支撑帽梁基坑支护与开挖方法被动支护立柱撑锚体系支护土层锚杆拉锚锚桩拉锚

锚碇拉锚水泥土墙土钉墙主动支护喷锚支护冻结支护拱形支护无支护开挖放坡开挖直壁开挖图3-1 基坑开挖与支护方法分类

据基坑的开挖方式，可选择以下三种方式： 方案一：盆式开挖

挖土机利用坡道下至开挖工作面进行挖土，运土汽车亦下坑运土。基

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坑土方开挖仍分层进行，先开挖基坑中间部分的土方，形成中间低周边高的盆形。这种挖土方式由于围墙的前面留有土坡，对于围护墙起支撑作用，可减少围护墙的变形，但是这种挖土方式当基坑比较深时需设较长的坡道供挖土机和运土汽车上下，否则难以采用。

方案二：岛（墩）式开挖

开挖基坑土方时先挖除基坑周边的土方，在基坑（或偏于一边）留一顶面稍低于地面的土墩，搭设栈桥或留通道，供挖土机经此处下坑挖土。运土汽车亦可停在土墩处装土外运，由于运土汽车不下到坑，则需要几部挖土机传递去装车处装土，待基坑周边挖至设计标高后，挖土机边退边挖，最后挖除土墩。这种挖土方式不需要留设长的下坑坡道，土方外运不方便等，在基坑周围不空旷时多用之。

方案三：栈桥挖土

当处于建筑物密集地区施工，施工现场十分狭窄时，则可于基坑上方搭设栈桥（亦可利用或部分利用上层的支撑结构），利用抓斗挖土机在栈桥上抓土或垂直运土。这种挖土方式需搭设栈桥，另外挖土速度慢，只在不得已时采用。

除上述三种挖土方式外，还有其他一些方式可以采用，主要是因地制宜，并遵循“开槽支撑，先撑后挖，严禁超挖”的原则，尽量缩短基坑无支撑的暴露时间，对于面积较大的一级，二级基坑，土方开挖宜分区，分块对称开挖。

根据滨海广场深基坑的工程概况，周围环境等因素综合考虑，采用有支护开挖的岛（墩）式开挖。

4 支护参数的确定

4.1支护参数

本基坑工程属于一级基坑，开挖深度达13.4m，周围环境比较复杂，

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对基坑的变形控制要求比较高。结合本工程的实际情况和工程地质条件等多方面要求，现取相关支护参数如下：

为便于施工和现场施工的美观性，所有桩顶所设置的矩形连梁顶标高位于-4.80m位置，连梁尺寸为800（宽）×500mm(高)，连梁配筋为622（两侧）+218(上下)，通常配筋，配筋6.5200。桩身主筋深入连梁不少于450mm，混凝土强度为C25，钢筋保护层厚度为35mm。

桩径800，桩顶施工标高-4.80m，桩间距1.50m，桩数约为15根，桩长13.40m，有效嵌固深度5.0m，桩身混凝土强度等级为C25。桩身主筋通常均匀配置1222钢筋，箍筋为6.5200，固定圈筋为162000，钢筋笼长度约为13.40m，其中预留不少于450mm主筋锚固于连梁，主筋保护层厚度为70mm。

设置一道锚杆。在桩顶连梁位置下4.0m位置设置1道锚杆，以2根22b的工字钢并联作为腰梁，1桩1锚，锚杆根数约为15根，锚杆孔径为150mm，锚杆长度为22.00m，其中自由段长度为5.0m，倾角为15～20度，灌注水灰比为0.45～0.55水泥浆，锚杆锚固体强度不低于M20。锚索选用3束1860预应力钢绞线。对钢绞线施加75%的预应力，设计抗拔力为340kN，即锁定力约为260kN。

为确保桩间土的稳定，于桩间进行挂成品钢丝网，按照垂直间距1.50m的间距，水平向在桩身预凿钻孔埋置膨胀螺栓，焊接114钢筋压牢钢丝网；同时在护坡桩中间对应连梁位置预留钢筋端头，焊接钢筋，形成竖向拉筋，压牢网片、喷射混凝土处理。喷射混凝土厚度为30～50mm，强度C20。

4.2 土压力的计算

土压力是指土体作用于围护结构上的侧向压力，它是基坑围护结构上的主要外荷载，是由于土体自重与土体上所承受的荷载所产生的，基坑维护结构设计时，必须首先确定土压力的性质、大小、方向与作用点。但土

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压力的确定相当复杂，因为土压力实际上是土体与基坑围护结构相互作用的结果，不仅与土体的物理力学性质，土体所承担的荷载，围护结构的刚度，支撑刚度等因素有关，而且与土体与结构的绝对位移，相对位移有直接关系。

作为在深层钻孔灌注桩围护墙上的土压力，可采用朗肯（Rankine）土压力理论，并按水土分算方法考虑。

γ(KN/m3)C (KPa)ф (°)-4.80地下水位粉粘 γ=19.0 ф=20 C=10 ①粉粘 ф=20 C=20 γ=19.0 ②粉土ф=22C=5γ=20.0⑤粉粘 ф=24 C=20 γ=20.0 ⑥粉土 ф=22 C=5 γ=20.0 ③ 粉粘 C=20 ф=24 γ=20.0 ④图4-1 地质剖面图

由工程概况得到的地质剖面图如图4-1。由图可利用朗肯土压力法采用

水土分算计算土压力如下公式：

paqaKa'hKa2cKawh （4-1）

ppqpKp'hKp2cKpwh （4-2）

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式中：'—— 土的浮重度；

Ka—— 主动土压力系数，Katan2(45。)；

2Kp——被动土压力系数，Kptan2(45。)；

2—— 摩擦角；

c——黏聚力；

w——水的重度，取w10kN/m3。

式（4-1）和式（4-2）都是土层在地下水位下的计算方法；在地下水位上时，将土的浮重度变成天然重度，然后去掉w的部分即可。 4.2.1 主动土压力强度的计算

由于工程地质情况与工程概况确定属于无超载情况：

pa02c120oKa120tan(45)14.00kPa

2o令pa00

200)14.000 得 r1hka12c1ka119htan(4522oh1.5m

在第一层还没有出现正的土压力。

由 191.3tg3514.00r2htg35rwh0

2o`2oh00.13m

实际上土的土压力分布在第二层下0.13m处。

第二层顶面处的主动土压力强度为：

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'pa2(1h12h2)Ka22c2Ka2wh2(191.396.14)tan235o210tan235o61.4 117.kPa 第三层顶面处的主动土压力强度为：

'p'a2(1h12h2)Ka32c3Ka3wh2(191.396.14)tan234o210tan234o61.4 91.03kPa 第三层底面处的主动土压力强度为：

''pa3(1h12h23h3)Ka32c3Ka3w(h2h3)'p'a23h3Ka3wh3

91.03102.5tan234o1025127.40kPa 第四层顶面处的主动土压力强度为：

''p'a3(1h12h23h3)Ka42c4Ka4w(h2h3)(191.396.14102.5)tan233o220tan233o61.425 104.69kPa第四层底面处的主动土压力强度为：

''pa4(1h12h23'h34h4)Ka42c4Ka4w(h2h3h4)'p'a34h4Ka4wh4

104.693.4610tan233o103.46153.88kPa4.2.2 各层主动土压力与其距各层底面的垂直距离

Ea10kNmz10mha10m

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Ea2(p'a1pa2)h2`/2pa2h2h02

1117.(6.140.13)2354.26kNm2p'a1pa2`z2'h2/3pa1pa2h2h03

1(6.140.13)32.0mha2hh1h2z213.41.36.142.07.96mEa3(p'a2pa3)h3/2(91.03127.40)2.5

2

273.14kNm2p'a2pa3z3'h3/3pa2pa391.032127.402.5

3(91.03127.40)1.18mha3hh1h2h3z313.41.36.142.51.184.mEa4(p'a3pa4)h4/2104.69153.883.46

2447.33kNm

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2p'a3pa4z4'h4/31.53m

pa3pa4ha41.m

则总主动土压力与其距桩底底面的垂直距离为：

EaEaiEa1Ea2Ea3Ea4i140354.26273.14447.33 1074.73kNmEahi14iaiEa1ha1Ea2ha2Ea3ha3Ea4ha40354.267.96273.144.447.331.53 4771.68kNmmhaEahi144iaiEai14471.684.44m

1074.73i4.2.3 被动土压力计算

在开挖面（第五层）处被动土压力强度为

pp02c5Kp5w(6.140.96)25tg(45o11o)10(6.140.96) 85.83kPa开挖面底面（第五层）处被动土压力强度为

'pp15h5Kp52c5Kp5wh585.83101.54tan56o101.54 135.08kPa49 / 150

. . . .

第六层顶面处的被动土压力强度为

'p'p15h5Kp62c6Kp6w(7.11.54)101.54tan257o220tan56o108. 179.55kPa桩底面（第六层底面）处的被动土压力强度为

''pp2(5h56h6)Kp62c6Kp6wh6179.55103.46tan257o103.46 296.19kPa4.2.4 各层被动土压力与其距各层底面的垂直距离

Ep1(pp0pp1)h5/2 85.83135.081.54170.10kNm2z'12pp0pp1pp0pp1h5/3

285.83135.081.540.713m3(85.83135.08)'hp1Dh5z14.17m

Ep2(p'p1pp2)h6/2 (179.55296.19)3.46823.03kNm2z2'2p'p1pp2pp1pp2'h6/32179.55296.193.461.59m3(179.55296.19)

hp21.59m

50 / 150

. . . .

则总被动土压力与其距桩底底面的垂直距离为

EpEpiEp1Ep2i12

170.10823.03993.13kNmEphii12piEp1hp1Ep2hp2170.104.23823.031.59 2017.93kNmmhpEphii122piEpi1i

170.104.23823.031.592.03m170.10823.034.3土层各指标加权平均值

土层各指标加权平均值为：

1hi14iiH191.3196.14202.5203.46

13.419.44kN/m22hDii20kN/m

51 / 150

. . . .

4c1101.3106.1452.5203.46 H13.411.65kPai1chiic2chi12iiD15.38kPa451.54203.4615.38

51hi1iiH201.3206.14222.5243.46

13.421.4102hi12iiD221.54243.46

523.380 5 支护验算

5.1坑底抗隆起验算

5.1.1 围护桩底地基承载力验算

52 / 150

. . . .

按普朗德尔（Prandtle）求地基极限承载力的假定，假定围护桩底的平面为基准面，滑移线形状如图5-1所示，并按下式进行验算：

图5-1 坑底抗隆起滑移线形图

2DNqCNc (5-1) Kwz1(h0D)q式中：Kwz——抗隆起稳定安全系数，一级基坑工程区2.5，二级基坑工程取2.0，三级基坑工程取1.7；

1——基坑外地表至围护墙底，各土层天然重度的加权平均值

(kNm3)；

2——基坑开挖面以下至围护墙底，各土层天然重度的加权平均值

(kNm3)；

h0——基坑的开挖深度(m) h013.457.4m；

D——围护桩的嵌入深度(m)D5m；

53 / 150

. . . .

q——坑外地面超载 q0；

Nq、Nc——地基土的承载力系数，其中

Nqetantan2(450) (5-2)

2Nc(Nq1)/tan (5-3)

其中C和分别是围护墙底以下滑移线场影响围地基土的粘聚力和摩擦角的峰值。

按公式(5-1)、 式(5-2)、式 (5-3)计算如下：

Nqetan4tan2(450etan24tan2(570)9.60o42)

Nc(Nq1)/tan4(9.61)tan24o

19.322DNqc4NcKwz1(h0D)q2059.619.325

19.4413.45.102.5,所以，满足要求。

5.1.2 坑底土体的抗隆起稳定性验算

认为开挖面以下的墙体能起到帮助抵抗基地土体隆起的作用，并假定土体沿墙体底面滑动，认为墙体底面处的滑动面为一圆弧，如图5-2示。

54 / 150

. . . .

并按下式进行验算：

KSMRL (5-4) MSL

图5-2 基坑抗隆起滑动面示意图

式中：KS——抗隆起稳定性安全系数，为避免坑底隆起，必须满足

KS1.2~1.3：如果要求严格控制地面沉降，则需增加挡墙的入土深度，或视需要进行坑底土体加固，提高土体抗剪强度，使KS1.5~2.0

MSL——隆起力矩：

MSL1'(qh0)D2 (5-5) 2MRL——抗隆起力矩：

55 / 150

. . . .

121MRLKatan(H2qH)D(qH)D2D3232 (5-6)

4tan(qH)D2D3c(HDD2)Mh34式中：H——基坑的开挖深度(m)；

D——围护桩的嵌入深度(m)； q——坑外地面超载；

,c,——基坑外地表至围护墙底，各土层天然重度、粘聚力和摩擦

角的加权平均值；

1MhKah3 (5-7)

6式中：h——悬臂部分跨度，取h=5m；

 ——安全系数，取1.0；

按公式(5-4)、 式(5-5)、式 (5-6)、 式(5-7)计算如下： 滑动力矩为：

11MSL(qH)D2(19.448.4)522041.2kNmm

22抗滑力矩为：

121MRLKatan(H2qH)D(qH)D2D3232

4tan(qH)D2D3c(HDD2)Mh341MhKah36121.41o2o1.019.44tg(45)53

62188.39kNmm56 / 150

. . . .

121MRLKatan(H2qH)D(qH)D2D32324tan(qH)D2D3c(HDD2)Mh341219.447.45221.412ootan(45)tan(21.41)

2119.447.452219.44533243.14tan(21.41o)19.447.45219.44533411.65(7.453.1452)188.395012.98kNmmKLMRL5012.982.46 MSL2041.2所以，满足要求。

5.2 抗倾覆稳定性验算

抗倾覆稳定性验算公式如下：

KEphpTihti0Eaha (5-8)

式中：K——抗倾覆稳定性安全系数，根据基坑重要性等级，一级基坑取

2.0：二级基坑取1.10：三级基坑取1.05

Ti——第i支点的水平支反力：

0——基坑侧壁重要性系数，一级取1.1，二级取1.0：

hti——第i支点至支护桩底面的距离。

按公式(5-8)，抗倾覆稳定性安全系数按计算如下：

57 / 150

. . . .

KEphpTihti0Eaha865.392.173400cos1509.41.01074.694.44

1.22>1.20所以，满足要求。

5.3 抗滑移稳定性验算

抗滑移抗力分项系数按计算如下：

1993.13400cos1501.281.1

1074.69EpTiEa (5-9)

所以，满足要求。

一般情况下，抗滑移抗力分项系数1 1.1，但具体值的大小可根据具体情况确定。

5.4 抗渗验算

ohahf

图5-3 基坑抗渗计算简图

58 / 150

. . . .

在对基坑进行抗渗验算时，当围护墙体外设防渗帷幕墙，应验算至防渗帷幕墙底部，当采用围护墙自防水时，应验算至围护墙底部。

如图5-3是抗渗计算简图，可按下式进行验算：

Ksic (5-10) i式中：Ks——抗渗稳定安全系数，取1.5～2.0，当坑底土为砂性土、砂质

粉土或粘性土与粉性土中有坑底土薄层粉砂夹层时取大值；

ic——坑底土体的临界水头坡度：

ic11e (5-11)

（为土粒比重，粉质粘土取2.68；e为坑底土的天然孔隙比，取1.1）；

i——坑底土的渗流水力坡度：

ihw (5-12) L（其中hw为基坑外土体的渗流水头(m)；L为最短渗径流线总长度(m)，LLhmLV）。

Lh——渗径水平段总长度(m)； ——渗径垂直段总长度(m)；

LVm——渗径垂直段换算成水平段的换算系数，单排挡水帷幕墙时，

m1.50，多排帷幕墙取m2.0；

按公式(5-10)、 式(5-11)、式(5-12)计算如下： 坑底土体的临界水头坡度：

ic11e2.6810.76

11.159 / 150

. . . .

计算坑底土的渗流水力坡度如下：

hahfhwiLLhmLV7.60.4312.14.51.500.8

按公式(5-16)则抗渗安全系数为

Ksic0.761.771.50 i0.43所以，满足要求。

5.5 整体圆弧滑动稳定性验算

采用圆弧滑动法验算支护结构和地基的整体抗滑动稳定性时，应注意支护结构一般有支撑或外锚拉结构，墙面垂直的特点，不同于边坡稳定验算的圆弧滑动，滑动面的圆心一般在挡土墙上方，靠坑侧附近。通过试算确定最危险的滑动面和最小安全系数。考虑支撑作用时，通常不会发生整体稳定破坏。因此，对支护结构，只设一道支撑时，需验算整体滑动，对设置多道支撑时可不作验算。

简单条分法的计算步骤如下：

1) 按一定比例画出计算简图如图5-4；

2) 将土体分成n=16个宽度为b=2.0m的等宽土条，桩两侧各8个； 3) 连接两端点，并作出AB的中垂线，在此中垂线上取一点O，以O为圆心作出过端点A、B和桩底的圆弧AB。假定圆弧AB为滑动面，如图5-4所示：i=0表示灌注桩墙，i=1～8表示开挖面以下的土层，i=9～16表示未开挖处的土层。

0i0Qiqibi0i1~8

0i9~1660 / 150

. . . .

'c115.38kPai0~8ci'

c211.65kPai9~16'

'120oi0''i221.41oi1~8

'o23.38i9~163

18KN/m3i0'i10KN/m3i1~8

9.44KN/m3i9~16

OB161514A123456780910111213

图5-4 条分法稳定性验算简图

从图5-4上量得li(m)，si(m2)，i(0)的值分别如表5-1：

61 / 150

. . . .

表5-1 li，si，i表

编号 0 1 2 2.36 4.41 44.1 32.16 0.847 0.532 11 2.19 23.60 3 4 5 2.05 9.32 93.2 13.18 0.974 0.228 14 2.80 6 7 8 2.01 10.36 103.6 li si Wi 2.02 2.56 10.76 193.1.59 15.9 2.21 2.12 6.58 8.22 65.8 82.2 25.18 0.905 0.425 12 19.07 0.945 0.327 13 2.02 2.00 10.11 101.10.44 104.i cosi sini 编号 75 7.87 38.50.991 0.137 9 4 0.782 0.623 10 1 4 7.43 1.76 3．90 0.992 0.129 15 1 0.031 16 0.998 0.068 li si Wi 2.04 2.10 26.38 249.03 11.825.32 239.02 17.74 0.952 0.305 2.31 2.50 21.519.09 180.21 36.95 0.799 0.601 3.33 4.62 4.16 39.27 .35 0.433 0.901 15.62 10.99 103.147.75 44.44 0.714 0.700 75 53.11 0.600 0.780 6 203.222.78 23.80 0.915 0.404 53 30.15 0.865 0.502 i 9 cosi 0.97sini 9 0.206 稳定安全系数可按下式计算：

KzSTcl(WQ)cos'iiiii016iii016itani' (5-13)

(WQ)sin62 / 150

i. . . .

1332.33=1.66>1.25

803.53所以，满足要求。

式中 c'i——第i土条滑动面上的粘聚力（土层均匀），kPa；

li——第i土条沿滑弧面的弧长；libi/cosi，bi为土条的宽度，取

bi=2.0m；

Wi——第i土条的自重，kN；此处Wi'isi，其中si为第i土条的截面

面积；

Qi——第i土条单位长度上的荷载，kN；此处Qiqibi，其中qi为第i

土条的地面荷载；

i——第i土条滑弧的弦与水平线的夹角；

'i——第i土条滑动面上土的摩擦角。

5.6 锚索验算

以桩底截面形心为矩心，由M0得

13.4REphpEahaREahaEphp13.4

1047.734.44993.132.0313.4196.71kNm规规定锚杆的倾角不应小于130，且不大于450，此处取150。 （III区）基坑等级为一级，故01.1 锚杆的轴向力计算值为：

63 / 150

. . . .

NnR/cos196.71cos150203.65kNm

锚杆的轴向力设计值为：

N1.250Nn1.251.1203.65280.02kNm

此处取： N=400kN/m > 280.02kN/m： 所以，满足要求。 (1) 锚杆参数：

ASN总/fpy400101.5/(31320)151.52mm1ASd2151.52mm2

432

d4151.5213.mm

3.14土层锚杆材料用375强度标准值为1860Mpa的高强锚索，验算是否符合要求：

d573514mm

所以，满足要求。 (2) 锚杆长度

① 自由段长度可按下式计算：

LfLtsin(450)/sin(450)0.6Lt (5-14)

22式中：Lt——锚杆锚头中点至基坑底面以下基坑外侧荷载标准值与基坑侧

抗力标准值相等处的距离；

—— 土体各土层厚度摩擦角的加权标准值；

—— 锚杆倾角。

/ 150

. . . .

由公式(5-14)计算得

LfLtsin(450)/sin(450)0.6Lt 22Lf0.68.34.98m规规定锚杆自由段长度不宜小于5m，故取Lf5m。 ② 锚杆有效锚固段长度可根据锚杆的承载力公式计算：

laKNn (5-15) dqs式中：d——锚固体直径，d150mm；

K——安全系数；

Nn——锚杆轴向力计算值；

qs——土体与锚固体间粘结强度值，取qs=95 kPa； 由公式(5-15)计算得

la取la=17m。

KNn2.5203.6516.63m dqs3.140.15955.7 桩身强度验算

弯矩计算：

将桩看作连续梁，利用结构力学的知识求得桩的力，这种方法计算起来比较简便，但数据偏大。

将桩底看作固定端，桩上受的荷载分别为主动土压力（梯形荷载）、被动土压力（梯形荷载）、锚杆的水平反力（集中力）。

则受力图如图5-5所示

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. . . .

296.19135.8179.5585.83( 1 )13.40224.171153.88104.691127.491.03117.02

图5-5 锚杆受力示意图

通过结构力学求解器得出弯矩图5-6为：

-61.42( 1 )107.731686.81762.234.84-138.01图5-6 锚杆弯矩示意图

55.502

从图中可以得出：Mmax762.23kNmm 按均匀周边配筋计算：

取灌注桩采用C30的混凝土，fcm16.5MPa，Ⅱ级钢筋 fy310MPa，保护层厚度s70mm，则rsras40070330mm：

x设钢筋配置为16φ22，钢筋面积：

1As162226079.04mm2

4桩截面面积：A40025.02105 则：KfyAsfcmA (5-16)

3106079.040.227

16.55.0210566 / 150

. . . .

查表得 s=0.2：t1.2520.716

钻孔灌注桩的平面布置为800@1500，则桩身截面最大弯矩为

M1.50Mmax1.50762.231143.35kNm

而钻孔灌注桩所能承受的极限弯矩为

Mcsinsint2fcmr3sin3fyAsrs3216.54003sin3(3.140.2)3sin(3.140.2)sin(3.140.716)3106079.04330

3.14(1.0211081.0108)Nmm2085kNmm故 McM 所以，满足要求。

小结：以上所有的支护参数都是在反复验算情况下得出的，在验算中，参数进行了反复的选择，最终得出了以上的支护参数，这些支护参数在理论上满足施工和工程要求的。

6 施工组织设计

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施工组织设计是直接指导现场施工活动的技术经济文件。一般工程的施工组织设计容包括：工程概况与其特点；施工方案选择；施工进度计划：施工准备工作计划；资源需求计划；施工平面团；质量、安全与降低成本措施；技术经济指标等。其中主要容是：施工方案、施工进度和施工平面图。基坑工程施工组织设计也是如此。由于基坑工程只是一个分部工程，它应包括在单位工程中，其施工组织设计可不单独编制。但不少工程为加速施工进度，地下工程往往先行一步，因而需单独编制基坑工程、工程桩与地下结构工程的施工组织设计。

6.1编制依据与程序

基坑工程施工组织设计的编制依据如下：

① 基坑工程的设计图纸，包括工程的全部施工图、说明与其相关资料； ② 工程水文、地质勘察报告与地形图、地下管线图等； ③ 现场条件：包括“三通一平”、供水、供电等现场条件； ④ 工程预算与工料分析：应有详细的分项工程工程量，必要时应有分段施工的工程量；

⑤ 工期要求：包括基坑工程开竣工时问和工期规定，与桩基础与地下结构工程穿插施工的要求与土方开挖时间等；

⑥ 国家与地方现行有关施工的规、规程、规定等； ⑦ 有关新技术的成果与类似工程经验资料等；

基坑工程施工组织设计的编制程序是指编制过程中应遵循的先后顺序和相互制约关系。根据工程的特点和施工条件，编制容繁简不一，编制方法和程序亦不尽一致。

6.2 施工准备

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基坑工程施工准备是保证工程顺利展开的重要环节，它直接影响到工程的进度、质量、安全与经济效益，因此应十分重视施工准备工作。 6.2.1 施工准备工作的特点

施工准备工作是分阶段经常进行的。开工前的准备工作比较多且较集中，因此更显重要。随着工程的进展，各分项工程乃至各工种施工前也需作相应的施工准备。基坑工程的

施工准备工作特点有：

1) 基坑工程往往是整个工程的序幕，现场基本条件较差，准备工作头绪较繁；

2) 基坑工程为地下工程，不可预见的因素多，故施工组织准备除应考虑一般施工所需的准备工作外，还需做好应急准备工作；

3) 基坑工程受气候条件影响大，特别是雨季、冬季，应根据施工季节做好各项准备工作；

4) 基坑工程对周围环境，如地下管线、建（构）筑物、道路等影响大，应做好相应的保护措施；

5) 施工机械多，且有不少机械为高耸结构，对场地平整度与地基要求高，因此必须做好现场场地平整与地基处理工作；

6) 钻孔灌注桩、树根桩、地下连续墙、土钉等施工中泥浆排放量大，施工前要做好排泥沟槽、砌好泥浆池。城市施工还应做好排水沉淀池，对排放污水进行2～3级沉淀处理，防止泥浆排人城市下水管道。采用“硬地法”施工的工地还应做好全场的混凝土硬地；

7) 机械施工用电量大，应做好供电准备，必要时，应准备柴油发电机供电。

6.2.2 准备工作容 (1) 技术准备

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技术准备的主要工作包括：熟悉、审查图纸与有关设计文件；掌握地形、地质、水文等勘察资料；做好工艺试验；编制施工组织设计或施工方案，重点是：施工方法，进度计划与施工平面布置；其他一般工程所需的技术准备工作。 (2) 施工现场准备工作

施工现场准备工作主要是依据设计文件与已编制的施工组织设计中的有关各项要求进行，主要有以下几项工作：

1) 拆除障碍物

拆除障碍物工作通常由建设单位完成，但有时也委托施工单位完成。其中架空电线、埋地电缆、自来水管、污水管、煤气管道等的拆除，应与有关管线管理部门取得联系并办好手续后方能进行。场的树木，需报请园林绿化部门批准后方能报迁或砍伐；原有建筑物或构筑物应在水源、电源、气源等切断后方能进行拆除。基坑工程应特别重视地下障碍的清理，通常对埋深不大的地下障碍应在开工前全部清理干净，并回填素土，以便支护墙等施工的顺利进行；对埋深较大的小面积地下障碍，也可在支护墙施工过程中再作处理；对埋深较大而且面积也较大的地下障碍宜在开工前清理，以免影响后期的施工。

2) 施工测量放线

基坑工程开工前的测量放线工作皮包括以下容： ① 平面控制网的测定与控制桩的保护； ② 标高的引测与基准水准点的保护； ③ 地下室或地下构筑物的定位、放线；

④ 支护墙的定位、放线：测量放线完成后，应做好维护墙与地下室底板、支护墙与规划红线的相对位置校核，防止发生偏差，给后继工作留下隐患。

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3) 做好“三通一平”

“三通一平”是指在建设工程用地的围修通道路、接通水源、电源以与场地平整。

路通：为了保证建筑材料、机械、设备和构件早日进场，应先筑好施工现场的临时运输道路。为节省工程费用，应尽可能利用已有的道路或结合正式工程的永久性道路位置。修整路基和临时路面。路基与路面应适应基坑工程施工机械的要求。

水通：做好施工工地的临时施工用水管线的敷设以与施工现场红线的排水系统布置。其中上水管网的敷设应尽量采用已有的管网线路，以节省工程费用。施工现场的排水沟要依场地的地势、做出不少于1.5º的坡度。城市中污水排放必须做好沉淀处理，达标后方可排放。

电通：根据各种施工机械、设备用电与照明用电量，计算选择配电变压器；架设好连接电力干线的工地外临时供电线路与通讯线路。应特别注意对红线与施工现场周围不准拆迁的电线、电缆要妥善加以保护。如采用临时发电机，还需做好发电机与电路布置。

场地平整：施工现场的平整工作，是按照建筑总平面设计中确定的标高进行的。在场地平整前要对现场围的枯井、坟洞、松软地段等进行处理：对施工用的大型机械、构件的堆放和使用地点，要认真进行碾压，必要时还应做地基处理。

4) 临时设施的难备

现场所需临时设备，应报请规划、市政、消防、交通、环保等有关部门审查批准。为了施工的方便和行人的安全，应用围墙将施工用地围护起来。围墙的形式和材料应符合市容管理的有关规定和要求，并在主要出人口设置标脾，标明建筑工地名称、施工单位、工地负责人、建筑面积等，书写应规、工整。

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为保证工程顺利开工，应搞好工地的办公室、职工宿舍、食堂、材料仓库、钢筋棚、木工棚、混凝土搅拌站等设施的搭设。在考虑施工现场临时设施的搭设时，应尽可能利用原有建筑物或先盖一部分永久性建筑加以利用，并尽可能减少临时设施的数量，以节约用地，节省开支；各类临时设施之间的距离应满足安全防火的要求；临时设施的位置应符合施工现场设计的要求。 (3) 施工物资的准备

在开工前应对所需施工物资做好需用量计划，做好订货手续，安排运输和储备，以便与时提供所需的机械设备、材料、构件等。

开工前应首先做好下列两项物资的准备工作：基坑工程施工机械设备与机具进场；主要材料与特殊材料、构件的落实。

设备在进场前应做好保养工作，进场后应进行安装与试车。材料、构件进场应检查并验收，并按规定抽样复验。 (4) 劳动力的难备

施工队伍应根据劳动力需求计划确定。在实行总承包制的工程中，总承包单位应做好对分包单位的资质审核。工程项目管理机构，为项目经理部应组织对进人工地的劳务人员做好三级安全教育，特殊工种应进行技术考核，做到持证上岗，并对全体劳务人员进行工程情况介绍，进行施工技术交底。

6.2.3 施工机具配置

根据施工进度计划，科学地组织安排人员与机械，机械的配置实行动态管理。主要的施工机械见表6-1所示。

表6-1 主要施工机械

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序号 1 2 3 4 5 6 7 8 9 10 11 12 13 14 15 16 17 名 称 铲 灌注设备 混凝土喷射机 成井钻机 潜水泵 电焊机 钢筋切割机 钢筋调直机 刚摸板 振捣棒 注浆泵 空压机 锚杆钻机 搅浆机 锚杆拉机 测绘仪器 计算机 型 号 TK-761 30米扬程 BSI-330 GJ51-32 GJ6-8 60、10系列 BW-150 3、12立方 ZD35 CCH500-3 单位 把 套 台 台 台 台 台 台 个 台 台 台 台 台 套 台 数量 30 3 2 5 80 6 2 1 若干 2 2 3 4 2 2 2 2 用 途 土钉成孔 混凝土灌注 混凝土面板施工 降水井成孔 抽水 钢筋笼加工 钢筋加工 钢筋调直 灌梁浇筑振捣 灌梁浇筑振捣 土钉注浆 洗井、喷混凝土 锚杆成孔 锚杆注浆 锚杆拉锁定 测量放线 资料处理 6.2.4 劳动力配置

各工种按工程施工阶段投入劳动力情况如表6-2所示。

表6-2 施工人员配置一览表

工种 按工程施工阶段投入劳动力情况 73 / 150

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降水施工 测量工 机械工 焊工 电工 普通工 合计 1 5 2 1 30 39 土钉墙施工 1 4 2 2 30 39 护坡桩施工 1 8 2 1 20 32 冠腰梁施工 1 2 2 1 22 28 锚杆施工 1 8 2 1 24 36 根据施工进度需要，必要时可随时增加施工作业人员。 6.2.5材料采购

开工前做好各项施工用料计划，按照程序要求选定合格的厂家和产品，签订供货协议，并分期分批组织进场。根据施工场地情况，对各种材料的进场时间、数量等提前做好计划，认真组织、专人负责，分阶段陆续进厂，保证使用。

本工程主要使用材料为普通水泥、细中砂、碎石、钢筋、钢板等。水泥、钢筋等材料采购时要求供应商提供厂家资质、产品质量证明书、产品合格证等证明文件。材料进场后，与质检人员对材料进行验收。主要材料需要量见表6-3所示。

试验计划 ① 原材复试

水泥、细中砂、碎石和钢筋进场后，与时进行分批复试，原材复试批次符合《建筑工程资料管理规程》的要求。

② 混凝土试块留置与强度试验

土钉墙面板喷射期间，每天制取一组混凝土试块，保养28天后检验其抗压强度：注浆期间，每天制取一组水泥浆试块，保养28天后检验其抗压

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强度。试块拆模后与时送至实验室进行标准养护。

表6-3 主要材料需要量计划一览表

序号 1 2 3 4 5 6 7 8 9 材料名称 钢筋 钢板 混凝土 水泥滤水管 槽钢 工字钢 钢丝网 钢绞线 水泥 规格、型号 单位 ㎏ ㎏ m m ㎏ ㎏ m ㎏ t 23数量 2002 5350 2523 1520 10350 31012 2300 39038 1200 22/18/16/14/6.5 t：20/25 C25 400/300 I18 I22b 成品钢丝网 1×7~15.2（1860） PC32.5R 6.3施工总体部署

6.3.1 施工整体部署指导思想

1) 本工程质量目标为合格，施工质量控制指标合格率为100%； 2) 积极配合业主做好各项协调工作，采取切实可行的技术管理措施，减少噪音扰民、环境污染、杜绝安全事故的发生，确保达到安全文明施工的标准；

3) 实行现代化管理，保证在管理、质量、文明作风上创出一流水平； 4) 通过精心组织，周密安排施工，充分利用各工序间的交叉施工，优化资源配置，采用信息化施工，确保满足总工期的要求；

5) 全体工作人员树立文明与环保意识，不发生不文明行为，无损害环保行为发生。

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6.3.2 工期保证措施

1) 采取24小时连续工作制，确保施工正常进行；

2) 项目部进场后根据实际情况有针对性的编制实施性网络计划，周密安排、集中施工、流水作业，最大限度的缩短工期，提高工效； 3) 加快开工前的准备，尽可能早的组织人员和材料设备进场，布置临时用水用电线路，做好测量、定位放线等工作。做好设备检修保养工作，备足维修机械零配部件；

4) 保证施工材料供应渠道畅通，防止因材料供应不足而停工； 5) 视进度情况随时增加人力准备，以确保施工按进度计划进行； 6) 做好工地后勤保障工作，清除民工的后顾之忧，保证其有饱满的工作热情；

7) 积极配合各级部门，卫生防疫部门的检查工作，避免人为的停产停工；

8) 加强与甲方和监理工程师的联系，协调好与有关部门和周边的关系，积极协商解决可能发生的问题。

6.4 施工方案

6.4.1 施工方案的主要容

基坑工程施工方案的主要容应包括施工机械与施工方法的选择、施工流向、施工工艺与技术措施等。

就基坑各分项工程而言，应包括这样几项： ① 支护墙体的施工； ② 支撑或拉锚体系的施工； ③ 降水措施； ④ 挖土方法；

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⑤ 换撑与支撑拆除。 6.4.2 基坑降水工程 (1) 施工工序

降水管井采用正循环钻机成孔，施工工艺流程如下：

测放井位→钻孔→清孔（换浆）→井管包网→下井管→填砾（滤）料→浇井（排水，排浆）→安泵联网→开始抽降 (2) 井点质量验收

降水井点施工中，对所有井点的井深和浇井情况与井中的水位进行验收，并做好原始记录，对达不到设计要求的井点，要求重新浇井，浇井后仍达不到要求的，应补打井点，但对浇井抽水时，井出现涌砂严重的井点，应停止进行浇井、抽水，防止砂土流失而引起不良后果，必要时重新补打井孔。每个管井施工完成后需填写管井施工施工记录与验收单。 (3) 降水相关问题处理措施

① 根据场地条件在基坑距降水井3～4m处挖泥浆池，每3～4口井共用一个泥浆池。土方挖运时将泥浆一并挖走；

② 为使抽出的清洁水能顺利排出基坑处，甲方应提供1～2个排水口（就近市政雨污水管线）；

③ 井口处理：井点验收合格后，在井口四周用砖砌筑井台并抹灰，井台高出地面以上20～30cm，砌筑井台时用水准仪测量控制统一标高，编好序号，以便测量水位；

④ 地面防渗措施

在基坑四周5cm围不得设置用水点：在场地的所有用水点，均应设置排水沟，将水引入下水管道。

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在基坑坡口外侧设排水沟，并对基坑四周边缘1m围的地面用水泥抹面，防止降雨和人工用水的渗入。 (4) 降水维护与处理

① 降水期间应对抽水设备和运行状况进行维护检查；

② 成井应注意保护井口，防止杂物落入井，经常检查排水管沟，防止渗漏；

③ 在整个降水期间，必须保证降水井点和抽水设备的完好，对抽水设备进行定期检查和维修保养，不得随意停抽；

④ 发现问题与时处理，使抽水设备始终处在正常运行状态，确保施工安全进行；

⑤ 降水初期时，水位每12小时观测1次，降水稳定后每天观测1次，由专人填写水位观测值；

⑥ 降水结束后人员撤离现场前，对全部降水井进行回填。 6.4.3土钉墙施工 (1) 施工工序

土钉墙施工在基槽分步开挖后进行，采用人工铲成孔，孔插筋后常压灌注水泥浆，并视浆液渗透情况适时补浆，挂钢筋网后锁固土钉端座，然后喷射混凝土，依次分班流水作业。其施工流程如下：

挖方 → 削坡→ 成孔 → 插筋 ↑ ↓ 喷砼→土钉端坐固定→挂网→灌浆

(2) 质量标准

土钉墙施工质量标准应符合以下规定： 1) 主控项目

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① 土钉长度（孔深）允许偏差±30 mm； ② 土钉锁定力：设计要求。 2) 一般项目

① 土钉位置允许偏离±100mm； ② 成空倾斜度允许偏差±1˚； ③ 浆体强度：设计要求； ④ 注浆量大于理论计算浆量； ⑤ 土钉墙面厚度允许偏差±10mm； ⑥ 墙体强度：设计要求；

⑦ 钢筋网保护层厚度不小于20mm。 (3) 质量检验

① 所使用的材料（钢筋、水泥、砂、碎石）的质量应符合有关规和设计要求，进场后应按有关标准进行质量检验并进行进场报验。

② 成孔质量、土钉杆质量分批报请现场监理工程师进行验收，合格后方可进入下道工序。

③ 对于混凝土面板厚度用凿孔法进行检查，每100m²土钉墙面检查一组，每组不小于3个点；混凝土面板的合格条件为：全部检查点的厚度平均值在规允许的偏差围，并且无漏喷、离鼓现象。

④ 对所留置的试块送试验室进行抗压强度检验。 6.4.4 桩顶冠梁与腰梁施工

护坡桩施工完成后开始分段进行桩顶冠梁的施工，其施工工艺流程如下：

清土、凿桩头 钢筋绑扎 钢筋加工 79 / 150

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钢筋验收合格 支模板 混凝土浇筑 拆模、养护

6.4.5 钻孔灌注桩的施工 (1) 工艺流程

钻孔灌注桩设计桩顶标高：-4.80m，桩底标高：-18.20m。

灌注桩选用长螺旋钻机成孔，中心压灌混凝土后插入钢筋笼成桩的施工工艺。该工艺方法施工速度快，质量可靠，无泥浆污染。 (2) 施工技术要求

1) 钻孔

① 开钻前必须进行桩位复核：中心位置允许偏差50mm。钻机就位时调整钻杆垂直度，使钻尖对准孔中心，使两中心重合；

② 钻孔垂直度允许偏差小于1%；

③ 桩径允许偏差：-20mm。在施工中使用和设计桩径的桩头，确保桩径不小于设计桩径：使用同心度好的钻头；

④ 施工前必须对钻具长度进行准确标注，施工中确保桩长，桩长允许偏差+300mm。钻进过程中随时观察标志，做好记录，控制钻孔深度。

2) 压灌混凝土

① 压灌混凝土时，应在钻杆芯管中充满混凝土后开始拔管，严禁先拔管后泵料。

② 成桩的速度宜控制在1.5～2m/min，成桩过程必须连续进行，避免因供料慢而导致停机待料，引起插入钢筋笼的困难。

③ 施工期间，每台机组每台班制取一组混凝土试块进行标养，检验其

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28天抗压强度。

3) 钢筋笼的制作

几何尺寸符合设计要求：采用模具制作以保证主筋位置准确，成笼垂直度好，无扭曲现象。主筋间距允许偏差30mm：箍筋间距允许偏差20mm：钢筋笼直径允许偏差10mm：钢筋笼长度允许偏差100mm：主筋保护层厚度为70mm，允许偏差10mm。

4) 钢筋笼吊放与下入：

① 钢筋笼外侧每隔3～5m加导向装置，每组3～4个，以保证设计要求的钢筋笼保护层厚度；

② 钢筋笼场运输要用有托架的平板车运输，严禁拖、滚，防止钢筋笼变形；

③ 钢筋笼吊起应采用双点起吊：下入孔口要扶正，保持垂直，开始利用钢筋笼重力使其缓缓下入，并保持垂直，当不能在下沉时，利用振动器振动钢筋笼，使其下沉，在下沉的同时施工人员必须扶着钢筋笼下入，保持钢筋笼的垂直下入。 (3) 护坡桩桩间土处理

在护坡桩围的土方开挖后，进行桩间土的处理，方法如下： 为确保桩间土的稳定，用人工清除桩间土，约露出二分之一桩径，待土清除干净后，立即铺挂钢筋网（在桩间进行挂成品钢丝网），按照垂直间距1.50m的间距，水平方向在桩身预凿钻孔埋至膨胀螺栓，焊接钢筋压牢钢丝网；同时在护坡桩中间对应连梁位置预留钢筋端头，焊接钢筋，形成竖向拉筋，压牢网片、喷射细石混凝土，喷厚为30～50mm，强度C20。必要时采用人工抹灰处理桩间土。 6.4.6 锚杆施工 (1) 施工工序

施工工艺流程如下所示：

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测量放线 钻机就位、对孔位、定方位 质检检测 开空钻机至设计深度 清孔、下锚索 质检检测 注水泥浆 质检检验二次补浆 养护至强度符合要求 张拉锁定 质检合格锚杆完工

由于本工程已进行施工降水，锚杆施工拟采用锚杆干孔钻进工艺。如干孔塌孔严重，采用泥浆护壁成孔的方法。钻进成孔后下入锚索，然后压力注浆，经一定龄期养护后（大概7天）用拉机进行拉、锁定。 (2) 施工质量验收标准

1) 质量保证项目

① 锚杆所用钢绞线、水泥标号、水泥浆的水灰比和外加剂的品种、掺量必须符合设计与规要求。检验方法：观察材料外观、检查出场证明文件、

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锚杆验材质 制作锚索（杆） 搅拌水泥浆与控制水灰比 水泥验材质 . . . .

实验报告等。

② 锚杆的位置、数量、长度必须符合设计方案与验收规的要求。检验方法：观察和检查施工记录。

③ 水泥浆应按设计要求配置，严格控制水灰比，注浆压力不小于0.8Mpa，注浆充盈系数不小于1.1。

2) 质量允许偏差项目与检验方法如表6-4：

表6-4质量允许偏差项目与检验方法表

允许偏差或允许值 项目 序号 检查项目 单位 主控 项目 2 1 位置 一般 2 项目 3 4 浆体强度 注浆量 设计要求 大于理论计算浆量 试样送检 检查施工中计量数据 钻孔倾斜度 º 垂直方向 锚杆锁定力 锚杆水平方向 mm 设计要求 现场量测 用钢尺量 测钻机倾角 1 锚杆长度 于设计长度的1% 数值 用钢尺量 不小于设计长度，不大检查方法 50 100 1 6.5 施工进度计划

基坑工程施工进度计划以施工方案为基础，根据规定工期和技术物资的供应条件，遵循合理的工艺顺序，统筹安排各项施工活动。它的任务是为各工序指明一个确定的施工日期（即进出场的时间计划），并以此为依据确定施工作业所必须的劳动力和各种技术物资的供应计划。

施工进度计划通常以水平图表（横道图）为主，也可用网络图表示。

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施工进度计划图表应该完整地反映单位工程施工设计的主要容。水平图表分为左右两部分，其左边为基本数据，如施工工序的名称、工程量、定额、劳动力和机械需要量等；其右边为计划进度，上方为施工过程作业进度线，下方为劳动力与主要材料每天需求量动态曲线。

基坑工程进度与计划的编制方法与一般工程的进度计划类似，但它也有自身的特点，其一是由于基坑工程的许多技术与工艺是近十年发展起来的，往往定额滞后，在确定工期与资源消耗上无定额依据，其二，基坑工程施工与工程桩、地下室结构施工穿插进行，编制进度计划应考虑相互关系；其三，基坑工程主要施工项目均在地下，不可预见因素多，对工期影响大。因此在编制过程中应加以注意。此外，基坑工程的进度还应服从整个工程的进度计划。

根据滨海广场深基坑(Ⅲ区)的工程概况、进度计划和施工方案进行施工进度计划的编制。

施工进度计划见表6-5

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表6-5 施工进度计划表

日历天数 项目 6天 12天 场地平整 降水井的布置 基坑开挖 钻孔灌注桩 冠梁 锚杆施工 锚杆预应力的施加 基坑监测 18天 24天 30天 36天 42天 48天 54天 60天 66天 72天 78天 84天 90天 - 85 - / 150

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6.6 施工平面图

基坑工程的施工平面图对顺利执行进度计划，实现安全、文明施工是十分重要的，它作为地下工程施工阶段的平面布置，也是整个工程施工平面布置的一部分。

6.6.1 施工平面图设计的容

基坑工程施工平面图的容与一般工程的平面图基本一样，主要包括： 1) 施工现场已有或拟建的地下、地上建筑（构）筑物与其他设施的位置与尺寸；

2) 桩机、挖土机械与移动式起重机(包括轨道式起重机)的开行路线与在基坑施工阶段设立的塔吊、混凝土泵车等的位置等；

3) 材料与构件的仓库与堆场；

4) 为施工服务的临时设施，包括搅拌站、加工棚、办公室，水电管线、施工道路等；

5) 测量放线标桩；

6) 土方开挖路线与现场土方取弃场地； 7) 安全、防火设施。

其中应注意的是：塔吊的设置、临时设施与施工道路应与整个工程的平面布置相吻合，以免在上部结构施工时再作调整。材料其他现场布置亦应兼顾整个工程的施工。 6.6.2 施工平面图设计的依据

1) 整个工程的施工组织设计。如果地下工程是先行的，也必须了解和掌握后期施工平面布置的基本要求；

2) 建筑总平面图与地下建筑（构）筑物的设计图； 3) 地形图与地上地下管道布置资料；

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4) 施工方案：施工机械、运输车辆、大型设备的型号与数量．施工流向、施工顺序等；

5) 材料、构件等资源的需求量计划；

6) 现场条件：如可供使用的原有房屋、现场原有道路等。 6.6.3 设计步骤与基本要求

基坑工程施工平面图设计步骤与有关要求如下：

1) 确定塔吊位置。如在基坑工程开工前或施工中需设置塔吊的，则应根据上部结构的要求，确定塔吊位置；

2) 确定桩机或地下连续墙机械与移动式起重机（如履带吊、汽车吊等）的开行路线行路线主要依据施工流程、机械数量；

3) 确定挖土机开挖方向与土方车辆进出路线；

4) 确定搅拌站(或混凝上泵)、仓库与材料堆场的位置：

搅拌站、仓库、堆场位置应尽量靠近使用地点与起重机起重半径围与装卸的方便；

5) 布置运输道路：

现场主要道路应尽可能利用永久性道路或其路基。车辆行驶畅通，满足车辆转弯半径，因此最好能沿基坑用布置环行道路，或使直行道路两端均有出人口。道路宽度一般不少于3.5m。

基坑施工中，土方车辆数量多、重量大，对道路要求高，但其施工周期短，因此可在土方进出、调头领繁的道路处铺设路基箱，加宽加强道路，以防止陷车与道路损伤而影响土方施工；

6) 布置办公、生活设施。办公、生活设施布置的位置应考虑使用方便，并应将生活区与施工区隔离，还应注意防火保安的要求。办公、生活设施也应适应后继工程的要求，有些基坑工程的施工时问较短．也可采用集装箱式活动房。此时其布置较灵活，在基坑工程完工后即可撤出工地；

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7) 布置水、电管网。根据机械、搅拌站、仓库、道路与办公生活设施的位置与供水、供电的输入口与污水排放位置，即可进行水、电管网的设计。

6.7 冬雨季施工措施

6.7.1 冬季施工措施

① 冬季施工所用的预拌混凝土均按照-15ºC的冬季施工混凝土标准。 ② 做好注浆泵、注浆管、水管的防冻措施，夜间停工时将水管、注浆管里清洗干净并倥干里面的水，防止结冰而影响施工进度。

③ 在冬季施工冠梁或腰梁等钢筋混凝土结构时，应用防火草帘进行覆盖保护。

④冬季喷锚施工所用的砂石料的含水量应降低，以免砂石料冻成冰块从而影响施工，每次喷锚施工后用防火草帘覆盖混凝土面板，以便保温养护。

⑤为施工人员配备良好的取暖设施，保证其有饱满的工作热情。 6.7.2 雨季施工措施

①在雨季期间加强值班并与时收听天气预报，雨后与时组织人力、物力进行坑抽排水和疏通工作。

②必须对配电箱以与施工电器设备做好防雨、防潮措施。安全人员定期专门检察，对发现的安全隐患坚决予以纠正，确保雨季施工的用电安全。

③ 土钉墙施工时挖土与土钉施工密切配合，开挖部分与时支护，当来不与支护时，拟用塑料布等覆盖坡面或堆土回填。

④ 雨天过后遇到非正常情况时与时采取措施，保证基坑支护的安全与排水工程满足施工的需要。

⑤ 旋挖钻机雨季施工应防雷接地，定期检查地基有无塌陷情况，旋挖

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钻机行走时，务必躲开塌陷地段。

⑥ 各种设备，水泥、砂、石等材料进行覆盖防雨。

⑦ 项目部安全组定期对现场用电设备进行检查，尤其是降雨期间必须拉闸断电，以免引起触电伤人事故。

6.8 文明施工措施

贯彻执行上级发布的场容管理条例，合理划分施工现场管理围，明确责任，定岗定人。

1) 支护工程实行全封闭施工，施工区与周围道路利用围墙隔开，避免施工区对外界形成干扰。

2) 车辆出入现场时必须保持市政道路清洁，严禁运土时将泥土洒落过往路线。

3) 贯彻文明施工的要求，推行现代管理方法，科学组织施工，努力做好施工现场的各项管理工作。

4) 施工现场一切生产、生活各项临时设施统一规划并进行严格管理，做到布局合理，符合安全、疏散防火等要求。

5) 施工现场四周环境保持清洁卫生。

6) 施工现场的一切机具设备，材料成品和半成品堆放齐整，使用后多余的废料必须与时归堆清理。

7) 施工现场的临时用电线路、设施的安装和使用必须符合安装规和安全操作规程，并按照施工组织设计进行架设，严禁任意乱拉乱接。

8) 遵纪守法，严禁打架、等行为。

9) 施工现场人员遵纪守法，讲文明懂礼貌，•遇到问题时通过友好协商解决。

7 基坑工程现场监测方案设计

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根据基坑工程事故的调查情况，基坑工程发生重大事故前或多或少都有预兆。如果能够切实做好监测工作，与时发现事故预兆并采取适当措施则可避免不少重大基坑事故的发生，减少基坑事故所带来的经济损失和社会影响。

当基坑开挖达到设计深度以后，土体变形，土压力和支护结构力会产生较大变化，而且会继续发展，当开挖达到设计深度时基坑并不一定是最不安全的状态。因此，监测工作应该包括基坑开挖和地下工程施工到全过程监测。

因该明确现场监测是指在基坑开挖与地下工程施工中，对基坑岩土性状支护结构变位和周围环境条件的变化，进行各种观测分析工作，并将观测结果与时信息反馈，以指导设计施工。

7.1 基坑监测的目的

1) 根据前段开挖期间监测到土体变位动态等各种行为表现，提取大量的岩土信息；

2) 与时比较勘察设计所预期的性状与监测结果的差别；

3) 对原设计成果进行评价，并判断现行施工方案，通过反分析方法计算和修正岩土力学参数；

4) 预测下阶段施工过程中可能出现的新动态、为优化和合理组织施工提供可靠信息，对后期开挖方案与开挖步骤提出建议；

5) 对施工过程中可能出现的险情进行与时的预报。当有异常情况时，立即采取必要的工程措施，将问题消灭于萌芽状态，以确保工程安全。

7.2 基坑监测的容

每个基坑工程都必须监测，但监测项目的选择既关系到基坑工程的安

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全，也关系到费用大小。任意增加监测项目是对工程费用的浪费，但盲目减少监测项目则很有肯能因小失大，造成严重后果。

在深基坑开挖施工监测中，主要的监测项日有： 1) 基坑围护校(墙)的水平变位； 2) 支护结构支撑轴力或锚杆拉力； 3) 各立柱桩的隆起沉降量和水平位移； 4) 基坑回弹； 5) 围护桩（墙）的力；

6) 基坑外侧的孔隙水压力与水土压力； 7) 基坑外侧土体地层的分层沉降和土体测斜；

8) 基坑周围建筑物（构筑物）的沉降和倾斜，地下管线的沉降和水平位移； 9) 基坑外侧地下水位。

结合目前国监测水平和工程中应用现状，基坑工程监测项目可根据基坑侧壁安全等级与结构形式按表7-1选择。

现场监测的对象包括： 1) 基坑底部与周围土体； 2) 自然环境； 3) 支护结构； 4) 地下水位； 5) 周围建（构）筑物；

6) 周围地铁、水管、排污水管、电缆、煤气管等重要地下设施； 7) 与基坑相邻的周围城市道路路面。

表7-1 基坑监测项目表

序号 现场监测项目 91 / 150

基坑工程安全等级 . . . .

一级 1 2 3 4 5 6 7 8 9 10 11 12 13 14 15 16 17 18 19 20 21 自然环境（雨水、气温、洪水） 边坡土体顶部的水平位移 边坡土体顶部的垂直位移 围护结构的垂直位移 围护结构的水平位移 基坑周围地表沉降 基坑周围地表裂缝 围护结构的应力应变 围护结构的裂缝 基坑底部回弹和隆起 支撑与锚杆的应力和轴力 地下水位 墙背土体侧压力 墙背土体孔隙水压力 周围建（构）筑物的沉降 周围建（构）筑物的水平位移 周围建（构）筑物的倾斜 周围建（构）筑物的裂缝 周围重要设施的变位与破损 基坑周围地面超载状况 基坑渗、漏水情况 △ △ △ △ △ △ △ ○ △ ○ △ △ ○ ○ △ ○ △ △ △ △ △ 二级 △ △ ○ ○ △ ○ △ ○ △ × ○ ○ × × △ × ○ △ △ △ △ 三级 △ △ × × △ × ○ × ○ × × × × × △ × × ○ △ △ △ 说明：△——必测项目：○——宜测项目：×——可测项目。

7.3 监测方法

现场监测应该以仪器监测为主，以取得定量数据。同时，必要的目测

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调查可以起到定性、补充的作用。例如观察周围建筑物和地表的裂缝分布规律，判别裂缝的新旧区别等等。基坑工程的现场监测应以仪器监测为主，仪器监测和目测调查相结合。

自然环境条件的变化往往具有一定的规律，尤其是雨水，基坑开挖应尽量避开暴雨季节，在暴雨季节来临前抢先浇注地下室底板。调查当地气象情况，记录雨水、气温、台风、洪水等情况，并检查自然条件对基坑工程的影响程度。

了解基坑工程的设计与施工情况，基坑周围的建（构）筑物，重要地下设施的布置情况和现状，密切检查基坑周围水管渗漏情况，煤气管道的变形情况。基坑周围道路与地表开裂情况和建（构）筑物的开裂变位情况，并做好资料的记录与整理工作，检查支护结构的开裂变位情况，特别应重点检查支护桩侧、支护墙面、主要支撑、连接点等关键部位的开裂变位情况与支护结构的漏水情况。

边坡土体顶部和支护结构顶部的水平位移和垂直尾翼观测点应沿基坑周围布置，一般在每边的中部和端部均应布置观测点且观测点间距不宜大于20m。对于基坑周边距离不超过3H（H为基坑开挖深度）的建（构）筑物，应观测其变位，必要时尚应补测与基坑周边距离超过3H的建（构）筑物的变位。因为距离基坑周边3H围的地层是受基坑开挖影响比较大的区域。围护结构、支撑与锚杆的应力应变观测点和轴力观测点应布置在受力较大且有代表的部位，观测点数量视具体情况而定。基坑周围地表沉降、地下水位、墙背土体深层位移，墙背土体的土压力和孔隙压力的观测点宜设在基坑纵横轴线或其他有代表性的部位。观测点数量视具体情况而定。地下管线的沉降观测点宜设置于地下管线顶部，必要时可设置在地下管线底部地层。基坑周围地表裂缝，建筑物裂缝和支护结构裂缝的观测应是全方位的，并选取其中裂缝宽度较大，有代表性的部位重点观测，记录其裂缝宽度，

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长度和走向。

目前，各标准对基坑工程施工监测测点的布置尚无明确规定，工程实践中常以在满足监测要求的前提下尽可能降低监测费用的原则予以确定，各监测单位都有自己的传统做法。限于篇幅，下面仅就若干必测项目总结其测点布置要点。

(1) 围护墙顶的水平位移和竖直位移监测

这是基坑工程中最直接也是最重要的监测容。测点一般布置在与围护墙刚性联接的支护结构其钢筋混凝土帽梁的表面上，测点间距一般取 6～12m，等间距或根据现场通视条件、地面堆载等随机布置。测点间距主要考虑能据此描绘出基坑支护结构的变形曲线、工作量不大量增加、水平支撑布置间距等情况来确定。对于水平位移变化剧烈的区域，测点应适当加密。测点宜设在相邻水平支撑的中间部位。同一测点常同时作为水平位移和竖直位移的观测点；

(2) 围护墙深层水平位移监测

亦称为围护墙测斜，是深基坑位移控制的重要前提。考虑到埋设的难度和量测工作量较大等情况，测点一般布置在支护结构各边跨中。对于个别大于50m的长边，可增加测点。测斜管通常绑扎在钢筋笼上，同步放入成孔或成槽，通过浇筑混凝土固定于围护墙中。管长一般取为与墙深一致，并延伸至地表；

(3) 支撑轴力监测

对于设置支撑的基坑工程，一般可选择部分典型支撑进行轴力变化观测。平面上同一道支撑一般根据设计计算结果，选择轴力最大的杆件监测：立面上尽可能选择位于同一剖面上不同道的支撑进行监测。测点一般设置在支撑跨中；

(4) 立柱沉降或变形监测

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每根立柱的沉降量或隆起量、位移量一般均需测量，尤其是多支撑交汇处的立柱是观测的重点。测点直接布置在立柱上方的支撑构件表面上；

(5) 基坑周围土体顶部的水平和竖直位移监测

通常沿基坑周边每隔10～20m设一测点，在每边的中部和端部都要设置观测点；

(6) 基坑周围地表沉降、土体深层竖向位移、土压力、孔隙水压力和地下水位监测测点一般设置在基坑纵、横轴线或其它有代表性的部位，且位于止水帷幕以外。地下水位通过观测井观测，井设置带孔塑料管，并用砂石充填管壁外层；

(7) 围护墙裂缝、基坑周围地表裂缝、建筑物裂缝监测

对这些裂缝的监测应是全方位的，选择其中裂缝宽度较大、有代表性的部位观测，记录裂缝宽度、长度与走向；

(8) 基坑周围环境监测

主要是对水平距离在基坑开挖深度三倍围的地下管线和邻近建（构）筑物的监测.地下管线的沉降观测点宜设置在地下管线顶部(直接法)，也可设置在靠近管线底面的土体中(间接法)。邻近建筑物的沉降观测点通常布置在墙角、柱身、门边等外形突出部分，测点间距的确定以能充分反映建筑物各部分的不均匀沉降为原则。

现场监测的准备工作应在基坑开挖前完成，从基坑开挖直至土方回填完毕均应作观测工作，主要监测项目的监测时间间隔应做出规定。如果发现变位速率较大，支护结构开裂等情况，应进一步加强观测，缩短监测时间间隔，并与时向监理、设计和施工人员报告监测结果。观测数据应与时分析整理沉降、位移等观测数据项目，并绘制随时间变化的关系曲线对变形和力的发展趋势做出评价。当观测数据达到报警值时，必须立即通报有关单位和人员。监测记录和监测报告应采用监测记录表格，并有监测、记

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录、校核人员签字。在监测工作完成后，由监测人员提交完整的基坑工程现场监测报告。监测项目的主次之分难以有统一的规定，有设计人员和监测人员根据基坑具体情况确定。表7-2绘出点观测时间间隔。

表7-2 观测时间间隔

基坑工程 基坑开挖深度 ≤5m 安全等级 施工阶段 ≤5m 开挖面5～10m 深度 1d 3d 7d 10d 2d 2d 2d 10d 10d 1d 1d 2d 4d 7d 3d 2d 2d 3d 7d 10d 1d 12h 12h 1d 2d 5d 3d 2d 1d 2d 2d 5d 7d 1d 12h 12h 1d 1d 3d 3d 2d 1d 2d 2d 3d 5d 1d 2d 2d 2d 5～10m 10～15m ≥15m 一 ≥10m ≤7d 挖完以后时间 7～15d 15～30d ≥30d ≤5m 开挖面5～10m 深度 ≥10m ≤7d 挖完以后时间 7～15d 15～30d ≥30d 级二 级7.4 监测结果的分析评价与应用

1) 对围护墙的水平位移进行定量分析。包括位移速率和累计位移量的计算，绘制位移随时间的变化曲线，对引起位移速率增大的原因进行分析。

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2) 对沉降与沉降速率进行分析计算。分析沉降是由支护结构水平位移引起的，还是由地下水位降低等原因引起的。将邻近建筑物的沉降观测结果与有关规中的限值进行比较，必要时提出加固方案。

3) 对各项监测结果进行综合分析并相互验证和比较。用监测资料与原设计预计情况进行对比。判断现有设计、施工的合理性，必要时与时调整施工方案。

4) 根据监测资料分析基坑开挖对周围环境的影响和基坑支护的效果。通过分析，查明工程事故的技术原因。

5) 用数值模拟方法分析基坑施工期间支护结构的位移变化规律，进行稳定性分析，并根据位移发展趋势，预测后续施工可能出现的问题。

6) 进行险情分析，与时提出险情预报和处理措施。由监测资料和计算结果，根据各监测项目的报警值和工程经验，与时进行险情预报；并根据分析查明的原因，提出和实施补救方案。

7.5 基坑工程监测方案编制

7.5.1 工程概况

拟建滨海广场53号A宗地项目位于省市大马路以南，二马路以北，国税局办公楼东侧，在建凯旋城项目的西侧。占地面积约为15267.47㎡，地上建筑面积约为1143.96㎡。本工程由清华大学建筑设计研究院设计，公寓和酒店采用框架结构，桩筏基础，车库和裙房采用天然地基，筏板基础。

场地地面标高为7.09～8.92m，土0.00标高为8.40m，场地平均按标高约8.60m考虑，槽底标高-13.20m，槽深约13.40m。

根据现场调查，该开挖基坑东侧距离凯旋城建筑物支护结构约为20.60m，南侧距离一条110kV的电缆沟约为10.0m，距离南侧大马路约

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13.0m，距二马路自来水管等管线约为23m，西侧南段距离国税局办公楼地下结构外皮约23.5m，西侧北段距离西侧2层古建筑（市图书馆）最近约27.0m，西北角临近售楼处约3.70～5.50m，东北角距离下沉道路（埋深约8.0m）最近处约2.30m。 7.5.2 具体监测容

1) 基坑维护结构体系监测（围护排桩侧斜监测）

监测孔考虑布置在基坑边长的中点，该处又是两边角支撑体系的交点，位移较大处。侧斜孔埋设在灌注桩外侧的水泥搅拌桩，采用钻孔埋设侧斜管，洞深与灌注桩一致。

侧斜仪器采用BC-10型应变型侧斜仪，侧斜管为PVC管，埋设时应保证有一对滑槽垂直基坑边线。

2) 钻孔灌注桩冠梁水平位移监测

在基坑周边的坡顶与护坡桩桩顶按15～20m间距设观测点，测量边坡的水平位移。

测量仪器与方法采用JZ-2型精密经纬仪和TOPCON-332W全站仪，水平位移采用小角法测量。

3) 建筑物的垂直位移监测

在西北角售楼处，古建筑物临近基坑的侧面，按照不大于10.0m间距布置垂直位移观测点（不得小于3点），在施工期间每三天观测一次，如发现变形速率大时，加密观测，直至基槽开挖完工后一周，以后可5～7天观测一次，直至变形稳定为止。其间可根据施工进度和变形发展随时加密观测次数。

4) 马路、管线垂直位移监测

各路段以与各种管线（自来水管、电缆沟）通过基坑周围，应有效控制其位移量，沿管线侧每20～25m布置一个观测点。

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垂直位移监测网的建立：在场地外围不受干扰的地方，建立不少于三个二等“长期基准点”（按照国家二级等水准测量各线差要求进行测量，闭合差小于0.5n，n为测站数）这些点可以与业主提供的控制点进行附和水准导线联测以检查其精度。

测量仪器采用DSZ2型精密水准仪（带测微器）垂直位移采用符合水准导线法测量。

5) 地下水位监测

如果围护结构的截水帷幕质量没有完全达到止水要求，则在基坑部降水和基坑挖土施工时，有可能使坑外的地下水渗漏到基坑，渗水的后果会会带走土层的颗粒，造成基坑水、土流失。

根据基坑平面和周围环境情况，把测点布置在需要进行监测的位置附近。水位管埋设深度和透水部位依据地质资料和工程需要确定，一般埋深为10～20m，透水部位放在水位管下部，水位管可以采用PVC，管测试仪器采用电测水位移。

7.6 基坑工程险情预报

基坑工程险情预报是一个极其严肃的技术问题，必须根据情况认真综合考虑各种因素，与时做出决定。现行的报警标准一般认为设计容许值和变化速率两个控制标准。基坑工程当出现下列情形之一者，应考虑报警：

1) 支护结构水平位移速率连续几天急剧增大；

2) 支护结构水平位移累积值达到设计容许值。如最大位移与开挖深度 比值达到0.35%～0.70%（其中周边环境复杂时取较小值）；

3) 任一项实测应力达到设计容许值； 4) 临近地面与建筑物的沉降达到设计容许值；

5) 地下煤气管、水管等设施的变位达到设计容许值，开挖基坑临近煤

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气管局部沉降达到30mm时，可能会出现漏气事故；

6) 肉眼巡视检查到的各种严重不良现象，如桩顶圈梁裂缝过大，邻近建筑物的裂缝不断扩展，严重的基坑渗漏，管涌等；

7) 结合实践经验，控制I、III区基坑边坡坡顶水平位移预警值不超过25mm，II区基坑边坡坡顶水平位移预警值不超过20mm，西北角售楼处，古建筑物垂直位移不超过10mm，作为预警值，当超过该值时应分析原因，确定是否采取措施做好紧急预案；

8) 制定边坡变形抢险预案，如发现边坡变形异常，应与时修正基坑作业，分析原因，采取还土，坡顶卸载等加固措施，从而取保边坡安全。

8 施工安全与对策

基坑工程绝大部分施工均在地下，在施工中与基坑开挖阶段往往会发生各种不可预见的情况，有的是由于地下复杂情况所致，也有的是因为施工不当造成的，发生了质量问题也难以发现，这就给工程带来隐患，因此在施工中就应加强控制，注意施工过程中，特别是打桩、钻孔成桩、地下

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连续培等施工过程中发生的异常情况，与时予以处理。此外，在开挖过程中，发现事故苗子或出现意外情况，应与时采取措施，防微社斯，以免酿成大的事故。

8.1 基坑施工中异常情况的处理措施

基坑施工中异常情况的处理措施如表8-1：

表8-1 基坑施工中异常情况的处理措施表

序情况 号 严格控制地面荷载，不得桩顶卸载，桩后适支护结构设计不悬臂式支护当，取消撑锚或桩1 结构过大倾顶联梁，地面荷载变位 过大等 工降水，坑桩前堆当挖土卸载或人堆放弃土、建筑材料、大型车辆与机具，不得反向挖土，不得在坑周围搭建原因 常用的处理措施 预防措施 地面筑砂石或增设撑、临时仓库与建筑物，应进行防雨水渗入的处锚结构等 理等 坡顶或桩墙后卸有支撑或锚杆支护的桩2 墙，发生较大的凸变位 序情况 号 撑锚结构布置过载，坑停止挖土作少，联结处松动，业，适当增加撑或支撑间距过大或锚杆，桩前堆筑砂撑锚结构失效 石袋等 原因 基坑未作整体稳常用的处理措施 基坑周围降低水位（有条件时），坡顶卸载，加强对预防措施 对欠固结土、淤泥、软粘土或易失稳的砂土应加以重视，增加支护强度，重视信息化施工的监测拔除 质勘察，严防锚杆失效或预防措施同上，要加强地基坑发生整定验算或对可能3 体或局部土失稳的诱因重视体滑坡失稳 不足，措施不力，未滑塌段的监测101 / 150

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忽视信息化施工的监测与预报 基坑未设止水帷幕或止水墙漏水、流土，坑降水开4 挖，使坑外地面或道路下陷，建筑物倾斜，坑周管道断裂等 基坑开挖发现支护桩径过小、断桩、缩颈、桩长不5 到位等严重质量问题，起不到支护作用 序情况 号 桩间发生流砂、流土，使6 基坑周围底面开裂塌陷 渗漏，桩间有砂性土层，且有上层滞原因 量低劣 施工支护结构质采用土钉墙、锚喷和保护，防止事故扩大 停止坑降水和施工挖土，迅速用堵漏材料（如化学浆与预报。 在水位较高的地区基坑液、树脂材料等），开挖时，应进行防水处理等土体加固办法处理止水墙的渗（地下连续墙、止水幕墙不能代替止水墙，漏；严重时应在坑等），方可开挖，坑外也回灌水，使坑外水发现渗漏时，应与位平衡，有利于堵可设回灌井、观察井，保时补救处理 漏。必要时重行补护临近建筑物 做止水幕墙方可继续施工。 通过现场检验鉴定，重新制定基坑支护加固方案，对原基坑支护结构进行补强，加固或者改造处理 严格执行施工监理制度。确保施工质量。不委托无资质无条件单位承揽施工任务 常用的处理措施 预防措施 采用混凝土桩支护结构时，应视桩后土质情况决定桩间距，一般间距不宜大于2D（桩径）。灌注桩支护桩布置不当，立即停止挖土、降间距过大或侧壁水，桩间可加木板挡土、水泥砂浆抹面或桩间灌注混102 / 150

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水时，极易发生流土、流砂事故 凝土封闭，进行加固处理等 先停止土方开挖，径不宜小于500mm，挖孔桩径不宜小于800mm 挡土桩墙入土深度不足，设计安全储备不7 使围护桩墙倾或踢脚失稳 足，桩入土深度过浅 在桩墙前堆砂土料反压，也可在桩顶适当卸载，桩前被动区打入加固短桩或其他有效措施 立即停止基坑降水或挖土，也可进基坑外水位差较不盲目追求降低造价，忽视基坑工程安全，以造成严重后果。应根据地基土质条件，精心设计，精心施工 基坑开挖前应补做地质行灌水、堆料反勘察，查明不透水层分布压，有条件时可配深度和变化情况，应确保合进行坑外降水。挡水桩墙不进入不透水待管涌、流砂事故层1m以上 停止后，在采取有效方法处理 基坑开挖引大，桩墙未进入不起流砂、涌土8 或坑底隆起度不足，坑降水引失稳 起土体失稳 透水层或嵌固深序情况 号 超固结土层基坑开挖回9 弹，工程桩上拔，箱基底板上浮甚至开超固结土地基因基坑开挖卸载，引起坑底与坑周土体有较大回弹变形。设计时未能认监测基坑回弹变形，开挖卸载不宜太快，要分层分片或分段开挖，待回弹稳定再施工箱充分重视超固结土地基的开挖卸载回弹变形特性与对基坑周边建筑物造成的危害，以便采取必要的防护和施工措施 原因 常用的处理措施 预防措施 103 / 150

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裂，基周地面上升，周边建筑物开裂甚至倾斜 锚杆侵入相邻识这一特性，未做相当处理措施 筏基础底板。同时进行基坑外降水，以降低水浮力 建设场地，相有相邻基坑施工在锚杆被拆除剪邻基坑施工要时，采取桩锚围护断前，采用墙后注10 拆除锚杆，危方案，造成锚杆侵浆。并局部扩大锚与尚在施工基入相邻场地。未考固体断面，或其他坑的围护结构虑采用锚杆的后果 有效办法处理 安全 相邻两基坑打桩开挖施工相互影响，11 引起支护桩或工程桩破坏、桩顶位移或基坑护坡塌落 序情况 号 基坑未能分层开基坑围护墙挖、分层支护，一向基坑侧产12 生较大移位围护结构大变位变形或破坏 或破坏 结构稳定 104 / 150

土反压，保护围护次开挖到底，引起方，或在桩墙前堆尽快回填超挖土首先应停止开挖，原因 常用的处理措施 打桩施工振动引起土质液化或触变，对围护结构或护坡产生侧向挤压，造成围护桩或工程桩移位或损坏，边坡滑塌 首先停止施工振动，双方协调施工，对已发生破损的围护结构、工程桩应进行加固处理，已滑塌边坡进行加固 此种情况，属于原围护方案不当，如果能改用可拆卸锚杆，也能避免此类事故 相邻基坑施工时，应预先进行协商，应预先进行协调施工，减少互相干扰于损坏 预防措施 应严格施工管理，按基坑施工计划，分层分段开挖，分层分段围护，决不可一次开挖到底，不可超挖 . . . .

土钉围护或喷锚围护边13 坡大量滑塌破坏 坑外水位高，未做止水幕墙，坑降水引起人工边坡滑塌 立即停止坑降水，高水位场地不能降水时，有条件时进行坑不宜采用土钉墙或喷锚外降水或坑堆土，围护 制止滑塌 应降低坑周土体在寒冷地区或有地中的水位高度，在在寒冷地区，有冻融危害下水上升的土层寒冷地区不采用锚杆松动、失中，锚杆锚固体宜锚杆围护结构，避14 效，导致围护发生因冻融或水位免有锚杆围护的结构破坏 上升而降低锚杆拉基坑周边土体因外降水 力，使锚杆失效 冻融而松动变形，引发基坑事故 为保护锚杆，需要进行坑构。当坑周水位上升时，时不宜采用锚杆围护结8.2 质量保证措施

8.2.1 质量目标

1) 严格按照设计要求与有关施工规、规程施工，质量 控制指标合格率达到100%；

2) 质量标准执行《建筑地基基础工程施工质量验收规》（GB50202-2002）。 8.2.2 质量保证措施 (1) 总则

现场各工序有专人负责把关，做到分工明确，责任到人。 ① 严格按照国家有关规、规程施工，实行全面质量管理； ② 实行持证上岗制度，各岗位人员齐全到位；

③ 开工前做好详细技术交底，并有技术负责人讲解，让每一名参与施工的

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员工明确自己的本岗位职责；

④ 建立健全各种规章制度，定人、定岗，分工明确，严格管理，责任到人，并把质量与经济效益挂钩，严格执行奖惩制度；

⑤ 严把材料进场关，材料按规定分批抽检、复检，确保材料质量； ⑥ 施工过程中认真填写施工纪录；

⑦ 采用信息化施工，做好施工检测。地质和环境条件变化与遇到异常情况，与时通知相关人员，与时分析并采取相应的技术措施，确保工程质量；

⑧ 施工班组要严把质量关，严格执行“三检制”即自检、互检、交接检；

⑨ 每周召开一次质量会议，解决施工中出现的有关质量问题。 (2) 材料选用与检验

① 材料采购：

本工程主要使用材料为P.C32.5R水泥、钢筋、商品混凝土等。水泥、钢筋等材料采购时要求供应商提供厂家资质、产品质量证明书、产品合格证等证明文件、每罐混凝土使用前厂家均须提供质量证明文件；

② 材料检验、实验：

材料进场后，由质检人员对材料进行验收并与时进行复试，验收合格后对各种材料进行标识，表明材料规格、产地与是否可使用等情况。

护坡桩施工期间每班制作不少于一组混凝土试块，送实验室进行标养后，检验其28天抗压强度。 8.2.3关键工序（特殊过程）控制

本工程关键工序为：桩成孔与钢筋笼制作、后插钢筋笼。

桩成孔与其钢筋笼制作和混凝土的灌注；成孔实现对钻机钻杆进行量

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测并做好标记，保证钻孔深度达到设计要求；钢筋笼制作严格按《混凝土结构工程施工与验收规》执行；尽量采用细骨料混凝土，钢筋笼制作时比设计长度略长，以保证钢筋笼进入冠梁的长度。 8.2.4质量保证体系

项目部各岗位人员在施工过程中各司其职，形成严格的质量保证体系。 (1) 项目经理

① 贯彻执行国家和工程所在地的有关法规和，执行公司的各项管理制度；

② 组织编制工程项目的施工组织设计，制定安全和质量保证措施，并组织实施；

③ 科学组织和管理进入项目的人、财、机、物、料等资源，做好人力、物力和机械设备的调配与供应；

④ 全面负责合同的实施，确保工程质量、安全与工期，完成所承包的经济指标；

⑤ 负责组织本项目工程验收；

⑥ 协助经营人员做好工程结算和收款工作。 (2) 工程技术审核人（项目总工）

① 负责所承担工程的全部技术审核工作，负责工程质量考核与工程质量等级评定；

② 认真研究工程合同、任务书，了解设计意图，弄清任务容与要求，掌握资料，指导工程技术负责人的技术工作；

③ 了解工程进程，掌握工程质量状况，发现影响质量的作业，有权暂停生产并与时纠正；

④ 负责有缺陷的产品的评审，会同工程技术负责人提出让步接受处置

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的申请和返修报告。

(3) 工程技术负责人 （项目主任工程师）

① 认真研究工程合同、任务书，充分了解设计意图和任务容与技术要求，收集并充分研究分析已有资料，明确适用的法规和标准，负责编写施工组织设计；

② 技术工作与组织实施，向作业人员介绍施工组织设计，明确技术要求与作业方法；

③ 了解掌握工程进程和质量状况，加强过程控制，指导施工，检查验收施工质量，发现不合格应与时组织处置；

④ 复查（审查）各项作业原始记录，组织资料整理，编写报告书，负责将报告书与整个过程的全部原始记录与资料、图纸归档；

⑤ 负责不合格的评价和报告，会同审核人提出处理意见（让步接受、返工报告）。 (4) 工程质量检查员

① 认真贯彻执行院的质量方针、目标； ② 认真领会在施工程的质量关键点和关键工序；

③ 严格按技术规和施工组织设计要求的容，进行质量控制、检查、把关；

④ 对现场材料进行质量检验与评定，如有不合格品按“不合格品控制程序”处理；

⑤ 对施工进行质量检测，消除不合格隐患，密切配合技术负责人提出改进或改正措施；

⑥ 做好施工过程的质量检验和检查记录。 (5) 安全员

① 开工前编制安全生产措施或注意事项，向作业人员进行书面交底；

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② 与时与施工所在地主管生产安全的有关部门联系、沟通，并办理有关生产安全手续或协议；

③ 经常对现场的生产安全进行检查，与时发现不安全问题（或隐患、或现象），对重大问题应与时向有关领导报告；

④ 监督检查作业人员遵守生产安全有关规定，对违反生产安全的行为应与时劝阻，必要时，停止其作业并向有关领导报告；

⑤ 检查作业人员执行操作规程的情况，对违反操作规程的应与时指出、劝阻，不听劝阻的，必要时停止其作业，报告领导；

⑥ 做好施工日志中有关生产安全容的填写工作。 (6) 施工队长（施工负责人）

① 组织全队人员认真听取技术负责人对沿途工程设计与施工组织设计的讲解，清除技术要求和作业方法并认真按要求施工，确保工程质量；

② 负责组织作业人员对作业记录进行检查（作业者自查，队长检查）确保原始记录准确齐全；

③ 负责组织本对使用的施工机具、设备检验试验，设备的维护和保养：负责组织原始材料，硬件过程产品和最终产品的检验、搬运、储存和防护。 (7) 作业人员

① 严格执行规章制度和操作规程； ② 严格按施工组织设计进行施工作业；

③ 认真负责检查上一道工序作业质量，认真做好本职工作并检查自己完成的作业；

④ 负责完成作业纪录，确保记录与时、准确；

⑤ 负责硬件产品的搬运、贮存、防护工作中产品质量的防护。

8.3 安全保证措施

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为确保施工质量，提高生产效益，所有施工人员都必须严格遵守安全施工原则，结合本工程的施工特点特别提出以下具体措施，以确保达到市文明安全施工现场标准。 8.3.1 安全体系

针对该工程规模和特点，以项目经理为首，由专职安全员、专业责任工程师，以与各项工程的管理人员组成安全保证体系。 8.3.2安全管理措施

1) 施工前对施工人员进行安全教育和安全技术交底，组织学习相应公众作业安全操作规程，确保安全生产；

2) 加强安全教育，定期组织人员学习安全生产知识和安全操作规程； 3) 施工人员要遵守法令、法规，遵守施工现场安全条例； 4) 项目经理负责全面安全工作，设置转、兼职安全员，加强巡实现场水、电、机械设备使用情况，做到发现问题，与时处理并与时汇报。专职安全员对施工全过程进行全面安全质量控制；

5) 各班组每天要根据施工工艺要求、作业环境、施工状况和人员状况进行搬迁交底，并做好记录；

6) 对施工现场的劳务队，签订安全生产责任协议书，明确劳务队的安全负责人，服从现场安全技术部门人员的管理；

7) 新近企业工人需进行公司、项目和班组的三级教育，工人变换工种，须进行新工种的安全技术教育。工人应掌握本工种操作技能，熟悉本工种安全技术操作规程；

8) 项目部不定期进行安全检查，了解安全生产情况，发现施工中的不安全问题，与时进行整改。定期组织安全会，制定安全值班制度，掌握实际情况，实施安全监控；

9) 在施工现场明显位置设置安全施工警示牌。基坑四周设置防护围

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栏、防护网。降水井口、桩孔口等危险位置设置护栏和警示标志。夜间施工时必须配备足够照明设备；

10) 进入现场必须戴好安全帽，无关人员不得进入作业现场。 8.3.3施工安全用电

1) 进场后，组织电工和机组人员对现场进行踏勘，确定电源进线、配电箱、分电箱等的位置和走向；

2) 配电箱要结构牢固，门锁齐全，防雨，箱门上要标志明显。箱开关电器要合格有效，开关灵敏，保护零线与工作零线分开设置；

3) 现场配电设三级以上漏电保护。所用电缆均采取安全措施，避免车辆碾压。对现场用电线路、用电设施定期检查，与时发现并消除隐患；

4) 电器设备安、拆、维修由专职电工操作。现场人员不得随意操作与自己工作无关的电器设备。 8.3.4机械安全管理

1) 现场所用机械设备要布局合理，安装牢稳、周正，符合规要求； 2) 定期对使用的设备进行维护保养，保证设备完好，发现机械故障与时处理，不带病运转；

3) 特殊工种持证上岗，机械设备安、拆、维修由专职电工操作。严格按照机械操作规程进行机械操作，操作人员要持证上岗；

4) 各种施工设备根据自身机械特点，严格执行操作规程，杜绝“三违”，经常检查各种机械、电气设备运转情况，确保施工顺利进行。 8.3.5施工人员管理

1) 进场前应对民工进行系统的行规、安全、技能等三级教育培训。施工开始前，做好安全技术交底工作；

2) 工地行政管理人员负责民工的行政、后勤管理。杜绝酗酒、打架斗殴、偷盗等现象的发生；

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3) 施工人员与现场管理人员必须增强安全防意识，与时发现并消除安全隐患，无条件服从施工现场安全员的管理。 8.3.6 保卫、消防措施

1) 现场备有必需的消防设备，消防器材和消防器具按规定摆放，整齐有序；

2) 建立健全消防保卫体系和制度，设专职或兼职人员负责； 3) 易燃易爆和有毒物品单独存放，并有明显标志；

4) 氧气瓶、乙炔瓶复合使用规定，两瓶间距不小于5.0m，两瓶距用火电不小于10.0m，并配备防火装置；

5) 明火作业应符合防火规规定，电气焊施工须办理用火证明，并设专人看管；

6) 电气焊工必须持证上岗；

7) 组建消防领导小组，下设义务消防队承担该工程的治安、消防、救护工作；

8) 办公区设干粉灭火器，专人看管，遇有火情与时采取灭火措施； 9) 施工现场必须配备消防器材，并做到布局合理。要害部位应配备不少于2具灭火器，要有明显防火标志，并经常检查、维护、保养，保证灭火器材灵敏有效；

10) 定期培训施工人员，使起提高消防意识，遇火情与时处理，并定期检查消防设施和消防器材。

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9 专题设计

地下洞室结构得研究现状与分析

9.1 地下洞室结构的概况

21世纪人类面临人口、粮食、资源和环境的四大挑战，由于世界围能源与其它原材料的短缺，尤其是基于环境保护的需要，近几年来世界许多国家日益重视地下空间的开发和利用，国际上已经把21世纪作为人类开发利用地下空间的世纪，人们已经逐渐将地下岩土体作为一种新的国土资源，开始大规模地下工程的开发与建设。

地下工程的研究的对象是岩土体，服务对象是工程。尽管关于岩体力学的研究在全世界都得到了普遍的重视，但由于岩土体地质条件具有的特殊性、随机性和复杂性使得人们对围岩变形破坏与其力学机理、地层锚固支护规律等方面的认识还不够深入，长期以来使得地下工程的设计施工处

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于依靠实践经验和定性阶段，这样以来，往往出现两种极端的情况：要么锚固围岩稳定性差，出现变形、塌方或者冒顶等诸多工程事故，要么锚固强度过大，造成极大的经济浪费，因此做不到“既安全可靠，又经济合理”的优化设计。因此，大大了地下工程支护技术的推广应用。另外，随着21世纪地下空间大规模的开发和利用以与现代化的发展，对采用科学、定量、动态的方法进行地下工程设计等要求也越来越迫切。

因此，充分研究地下洞室围岩变形破坏的力学机理，深入认识地下洞室锚固支护的规律，在此基础上合理定量的评价围岩稳定性，并采用科学的方法对地下工程的开挖和支护进行优化设计，对正确指导地下结构的设计和施工以与地下工程的灾害防护具有重大的理论意义，现实意义和深远的社会意义。

目前，锚喷支护是应用最为广泛的地下洞室加固方法，在地下工程中已得到了大量应用，但目前尚无可靠的设计方法来定量的评价喷锚支护加固系统；在工程实践中，经验决策成为锚固支护的主体，一定程度上存在主观性，缺乏理论支持，且设计人员往往人为地增大支护参数，以保证洞室的稳定，设计思路保守，因此，如何科学定量的确定洞室稳定所必需的喷射混凝土厚度、强度、锚杆长度、间排距、直径，寻求最佳的锚固参数，以与如何对其进行最优组合等问题仍是目前面临的主要困难之一，尤其是地下洞室的系统综合优化设计，在这方面的研究更是少见；在地下工程与地下工程结构设计中已经逐步采用有一定科学理论依据和基于现代化手段的设计计算与施工工艺——数值模拟方法来取代传统的、以实践经验为主的工程类比法，尽管信息化设计作为地下工程设计理论的一个动向，但是目前为止，力学计算方法由于结构计算模型与力学参数的模糊性，仍难摆脱工程类比法的束缚，仅依靠数值模拟来进行地下工程分析是不尽完善的；

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地下洞室工程是一个空间问题，而空间问题都应该采用三维计算机模型来进行分析研求，但目前将三维数值分析程序应用于地下洞室开挖于支护优化设计的数值模拟的研究还不多。

9.2 影响洞室稳定性的主要因素

洞室稳定性评价是地下工程选址，规划，设计和施工的主要依据，对人工洞室来说，在工程地质勘察时期主要是预估成洞后围岩的稳定性，为设计，施工提供资料。影响洞室稳定性的因素归纳起来可分为地质因素和工程因素两个方面。 9.2.1地质因素

影响洞室稳定性的地质因素是岩土体赋存的在因素，可分为岩体结构特征，岩土强度和地下水活动三项基本因素：

(1) 岩体结构特征

岩体的结构特征是围岩分级的一项主要因素，可分为整体状结构、块状结构层状结构、碎裂结构和散体结构五类。

(2) 岩体强度

岩体强度通常可采用岩块饱和单轴抗压，强度乘以因考虑的节理裂隙存在的岩体完整性系数kv来表示，岩石按饱和单轴抗压强度划分ft的坚硬强度与岩体按β划分的完整性见表9-1与表9-2。

表9-1 岩石按饱和单轴抗压强度划分ft的坚硬强度

ft >120 120～70 硬岩 70～30 30～15 15～5 软岩 软岩 <5 坚硬程度 极其坚硬 坚硬岩 较坚硬岩 较软岩 极软岩 115 / 150

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表9-2 岩体按β划分的完整性

β >0.75 0.75～0.55 0.55～0.35 较破碎 0.35～0.15 破碎 <0.15 完整程度 完整 较完整 极破碎 (3) 地下水活动影响

地下水活动对周围岩土体的影响有： ①增加洞周围支护结构上的压力；

②使洞周岩土体强度降低，造成洞周岩土体变形或失稳破坏； ③长期作用可能会加速洞周岩石风化，溶蚀成可溶性岩石；土体重动水压力可造成施工中的洞室产生大规模塌方；

④已成为地下洞室可能产生渗漏泉涌，影响地下洞室的正常使用。 9.2.2 工程因素

影响洞室稳定性的工程因素是指岩土体在原始地形地貌的情况下后期人为形成的外在因素，这些因素可能有：

1) 由于设计的洞室断面形状不当或尺寸过大，产生的应力集中； 2) 由于施工方法不当，如不用光面爆破且炸药量过多或全断面开挖时没有与时支护；

3) 洞顶开挖时超挖形成集水，向洞逐渐渗漏；

4) 地下冷库由于设计和施工不当，从而洞周围岩土体发生冻胀，使支护结构发生变形或破坏；

5) 在已成洞室旁边开挖洞室，或在已成洞室下采煤（或挖洞）使已成洞室遭受破坏；

6) 洞室周围岩土体在地震，爆炸等振动作用下，因岩土抗减强度降低

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而产生变形或破坏等。

综上所述，工程因素包括洞室的埋深、形状、跨度、轴向、间距与所选取的施工方法，围岩暴露时间，支护方法等，并与使用期间有无地震，振动作用和相邻建筑物的影响等有关。

9.3 地下洞室支护结构设计理论研究和发展现状

地下工程支护结构理论的发展至今已有百余年的历史，它与岩土力学的发展有着密切联系。土压力的发展促使着松散地层围岩稳定和围岩压力理论的发展，而岩石力学的发展促使围岩压力和地下工程支护结构理论的进一步飞跃。随着新型支护结构的出现，岩土力学、测试仪器与计算机技术的数值分析方法的发展，地下支护结构理论正逐渐成为一门完善的学科。地下工程支护结构理论的一个重要问题是如何确定作用在支护结构上的荷载。因此，支护结构理论的发展离不开地压理论或围岩压力理论的发展，从这方面看，地下洞室支护结构理论的发展大致可分为四个阶段：

第一阶段：古典的压力理论阶段（19世纪末～20世纪初）。这种理论是基于一些简单的假设，认为作用在支护结构上的压力是其上覆岩层的重量γH（γ是岩层的重量；H是埋深）。最有代表性的是1912年海姆提出的静水压力理论，以与朗金和金尼克提出的与其相似的理论，其不同之处在于地层水平地压力系数有不同的理解。

由于当时地下工程的埋藏深度不大，因此曾一度认为这些理论是正确的。但随着开挖深度的增加，越来越多的人认识到上述理论是不准确的。

第二阶段：松散体理论阶段（20世纪20年代～20世纪30年代）。该阶段开始用材料力学和结构力学的方法来分析地下工程的支护问题。该阶段理论是把岩体看作松散体，认为当地下工程埋深较大时，作用在支护结构上的荷载是围岩塌落拱的松动岩体重量。有代表性的是太沙基理论和普

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氏压力拱理论。他们的共同观点是认为塌落拱的高度与地下洞室跨度和围岩性质有关。

普罗托吉雅柯诺夫的自然平衡拱学说，即普氏理论，认为围岩开挖后自然塌落成抛物线拱形，作用在支架上的压力等于冒落拱岩石的重量，仅是上覆岩石重量的一部份。而太沙基认为塌落拱的形成是矩形，而不是抛物线型。于是，确认支护结构上的荷载大小和分布方式成了地下岩石工程支护设计的前提条件。

松散体理论是相当于当时的支护形式和施工水平发展起来的。由于当时的掘进和支护所需要的时间较长，支护和围岩不能与时紧密相贴，致使围岩最终往往有一部分破坏、塌落。但实际上，围岩的塌落并不是形成围岩压力的唯一来源，也不是所有的地下空间都存在塌落拱。进一步说，围岩和支护之间并不完全是荷载和结构的关系问题，在很多情况下围岩和支护形成一个共同承载系统，而且，维持岩石工程的稳定最根本的还是要发挥围岩的作用。因此，靠假定的松散地层压力来进行支护设计是不切合实际的。尽管如此，上述理论在一定历史时期和一定条件下还是发挥了一定的作用。

第三阶段：经典理论阶段（20世纪30年代～20世纪60年代）。弹性力学和塑性力学被引入岩石力学，确立了一些经典计算公式，形成围岩和支护共同作用的理论。这种理论一方面是由于锚喷支护等现代支护形式的出现，保证了围岩不发生坍塌；另一方面是由于地下工程的发展。由此逐渐形成了以岩体力学原理为基础的，以锚喷支护为代表的，考虑支护与围岩共同作用的现代支护理论。在经典理论发展阶段，形成了“连续介质理论”和“地质力学理论”两大学派。

连续介质理论是以固体力学作为基础，从材料的基本力学性质出发来认识岩石工程的稳定问题，这是认识方法上的重要进展，抓住了岩石工程

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计算的本质性问题。早在20世纪30年代，萨文就用无限大平板孔附近应力集中的弹性借西借来计算分析岩石工程的围岩压应力分布问题。20世纪50年代，鲁宾涅特运用连续介质理论写出了求解岩石力学领域问题的系统著作。同期，史密德和温德耳斯按连续介质力学方法计算圆形衬砌的弹性解；徐干成，颖人等利用弹性力学获得了在非均匀压力作用下围岩与支护共同作用的线弹性解；芬纳公式、塔罗勃公式和卡斯特奈公式，以弹塑性理论为基础，研究了围岩的应力和稳定情况以与山岩压力，给出了圆形洞室围岩的弹塑性解答。塞拉塔、柯蒂斯和樱井春辅采用岩土介质的各种流变模型获得了圆形隧道的粘弹性解。

然而，上述的连续介质理论的计算方法只适用于圆形隧道等个别情况，而对普通的开挖空间却为力，因为没有现成的弹性或弹塑性理论解析可供应用。20世纪60年代，运用早期的优先差分和有限元等数值分析方法，出现了考虑实际开挖空间和岩体节理、裂隙的围堰和支护共同作用的弹性或弹塑性计算解，使运用围岩和支护共同作用原理进行实际岩石工程的计算分析和设计变的普遍起来。同时认识到，运用共同作用理论解决实际问题，必须以原岩应力（即地应力）作为前提条件进行理论分析，才能把围岩和支护的共同变形与支护的作用力、支护设置时间、支护刚度等关系正确地联系起来。否则，使用假设的外荷载条件计算，就失去它真实性和实际应用价值。这一认识促进了中国早期的地应力测量工作的开展。

但是，早期的连续介质理论忽略了对地应力作用的正确认识，忽视了开挖的概念和施工因素的影响。正如一开始指出的，地应力是一种应力，由于开挖形成的“释放荷载”才是引起围岩变形和破坏的根本作用力。而传统连续介质理论采用固体力学或结构力学的外边界加载方式，往往得出远离开挖体处的位移大、而开挖体边缘位移小的计算结果，这显然与实事不符。多数的岩石工程不是一次开挖完成的，而是多次开挖完成的。由于

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岩石材料的非线性、其受力后的应力状态具有加载途径性，因此前面的每次开挖都对后面的开挖产生影响。施工顺序不同，开挖步骤不同，都有各自不同的最终力学效应，也即不同的岩石工程稳定状态。因此，忽视施工过程的计算结果将很难用于指导工程实践。事实上，在岩石工程的计算中存在大量不确定性，如岩石的结构、性质、节理、裂隙分布、工程地质条件等均存在大量的不确定性，所以传统连续介质理论作为一种确定性研究方法不适合用于解决岩石工程问题。

地质力学理论注重研究地层结构和力学性质与岩石工程稳定性的关系，它是20世纪20年代由德国人克罗斯创立起来的。该理论反对把岩体当作连续介质简单的利用固体理论的原理进行岩石力学特性的分析；强调要重视对岩体节理、裂隙的研究，重视岩体结构面对岩石工程稳定性的影响和控制作用。

该理论的缺陷是过分强调节理、裂隙的作用，过分依赖经验，而忽视理论的指导作用。该理论完全反对把岩体作为连续介质看待，也是不正确和有害的。因为这种认识阻碍现代数学力学理论在岩石工程中的应用。譬如早期的有限元应用就受到这种理论的干扰。因为，虽然岩体中存在这样或者那样的节理、裂隙的作用，对连续性和不连续性的划分，均需由具体研究的工程和处理问题的方法而确定，没有绝对的统一的模式和标准。

第四阶段：现代发展阶段（20世纪60年代～现代）。其主要特点是，用更为复杂的多种多样的力学模型来分析岩石力学的问题，把力学、物理学、系统工程、现代数理科学（耗散结构论、协同论、分叉和混沌理论）、现代信息技术等最新的成果引入了岩石力学。而电子计算机的广泛应用为流变学、断裂力学、非连续介质力学、数值方法、模糊数学、灰色理论、神经网络、人工智能、非线性理论等在岩石地下工程的应用提供可能。

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从总体上来讲，现代地下结构支护理论认为：由于岩石和岩体结构与其赋存状态，赋存条件的复杂性和多变性，现代支护理论既不能完全套用传统的连续介质理论，也不能完全依靠以节理、裂隙和结构面分析为特征的传统地质力学理论，而必须把岩石地下工程看成一个“人——地”系统，用系统论的方法来进行岩石地下工程的研究。用系统概念来表征“岩体”，可使岩体的“复杂性”得到全面的科学的表述。从发展趋势看，新奥法开创的理论——经验——测量三者结合的“信息化设计”体现了地下工程支护设计理论的发展方向。

9.4 地下洞室围岩稳定性分析理论与方法的研究现状与评述

围岩稳定性研究是地下工程勘察、设计、施工运行中的主要问题之一。其基层理论如前所述：有早期的古典压力理论与基于散体介质建立的散体压力理论；20世纪60年代末出现的考虑支护与围岩共同作用的弹塑性理论解，以与同时出现的考虑围岩节理、裂隙的计算解；80年代以来，发展到针对不同的围岩介质特性与可能失稳机制类型，分别采用或综合采用散体理论、弹性理论、弹塑性理论、塑性理论与块体极限平衡理论，对围岩应力分布与其变化，围岩变形与其稳定性进行研究，预测洞室开挖所引起围岩破损形式、程度与围，研究适宜的开挖程序，方式与加固处理措施。对围岩稳定性的工程地质评价，目前采用较多的方法有两种，一是定性分析法，一是定性和定量相结合的方法。定性分析是对现场工程的诸多因素进行鉴定、判断并做出评价，从全局去把握，充分利用实践经验，但这一方法有一定的人为因素。所以在此基础上要进行定量评价，依据对岩体性质进行测试的数据，经计算获得围岩质量指标，能够建立确定的量的概念，做到定性评价和定量评价相结合。进行洞室工程地质条件分段评价与围岩分类，评价围岩的整体稳定性，并查明有潜在的软弱结构面所构成的对洞

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室围岩稳定不利的特定块体，分析评价其局部稳定性。

地下洞室围岩的稳定性分析主要包括洞室的整体稳定性分析和洞室局部块体的稳定性分析。整体稳定性分析的方法大致可以归纳为工程地质类比法，岩体结构分析法，岩体力学解析法，模型实验法，数值模拟计算法和收敛约束法（监控量测法）等。对于研究各种类型结构面相互切割形成的可能失稳块体，其分析方法主要有：赤平投影块体稳定性分析、块体稳定的坐标投影方法和块体结构的矢量解析法和基于关键块体稳定性分析。下面就一些常见的方法做一些简要的分析和评述。

(1)工程地质类比法

工程地质类比法是一项经验性的方法，它是根据拟建地下洞室的工程地质条件，掩体特性和监测资料，结合具有类似条件的已建工程，开展资料的综合分析和对比，确定围岩分级标准，从而判断工程区岩体的稳定性。目前，根据计算机、遥感等技术手段的突破和数学理论的进一步完备，工程地质的评价方法更趋向于理性化和科学化。在实际工程的计算与设计中，因工程类比法简单、明了，为大多数现场工程师所接受，至今仍在广泛使用。但经验法需要实践经验非常丰富的工程师现场指导，它有很大的人为性，而其没有一个统一的判断规则，当地质条件非常复杂是，经验法可能会导致工程的失败，并且经验法不能对工程中出现的异常现象做出科学的解析，所以，在实际工程中，需要经验法和其他方法相结合，这样才能使设计更加合理。

(2) 岩体结构分析法

在岩体结构与其特性研究的基础上，考虑工程力作用方向，以与结构面与开挖临空面之间的空间组合关系，借助于赤平极射投影分析法、实体比例投影分析法和块体坐标投影法进行图解分析，确定出在不同工程部位可能形成块体的边界，从而判断出岩体的稳定性。随着工程实践的不断深

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入，该方法已较为成熟。早在1976年，中科院地质研究所的王思敬院士等开始对此方法在工程中的应用加以研究。在此基础上，竹华、志法(1980、1983）等进一步作了较为系统的、开拓性的研究，积累了大量的工程实践经验，并开发出相应的稳定性分析软件。该方法适用于块体、裂隙岩体。

(3) 岩体力学解析法

根据岩体不同的结构和力学特性，通过对地质原型的高度概括和抽象，提出不同的力学计算模型，采用不同的理论和数学力学方法进行计算，求得解析解。概括的说，对于块体，组合块体要采用极限平衡法，对其他岩体可采用应力分析法。传统岩土力学的计算主要依靠解析方法，并且仅限于均质和各向同性和圆型的计算分析。对于其他形状（如矩形、马蹄形）洞室，可通过复变函数法求取近似解。但传统的解析法只能解决可简化为规则几何形状的洞室，对于复杂洞室却为力，这种方法的使用十分有限，即便得出结论，也由于结论中含有许多未知参数不能确定而不具备实用价值。

(4) 模型实验法

基于相似性原理和量纲分析原理，通过模型或模拟试验的手段来研究围岩中的应力分布状态以与稳定性。模拟试验按尺寸比列可以分为足尺寸模型和缩尺寸模型两种情况。足尺模型试验或现场原位试验，采用1:1比例，需耗费大量的人力、物力，一般较少在工程中采用。缩尺模型（通常比例为1/50～1/200）特别是小比例模型目前是人们常常采用的一种方法。

但是由于岩体的不连续性与非均匀性引起的岩石试样明显的“尺寸效应”，使得在试验室对岩块试样的大量研究成果大都不能直接应用于工程实际中。因此，模型实验只能作为现场测试和理论分析的辅助方法，在许多发达国家已经被数值分析方法所取代。

(5) 数值模拟计算法

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岩体不仅是一种材料，更重要的是其本身就是一种复杂的地质结构体，他具有非均质，非连续，非线性以与复杂的加卸载条件和边界条件，使得岩体力学的问题通常无法用解析法简单的求解，数值模拟方法就是在对地质原型充分尊重的基础上对模型作一定的简化，并对工程进行预测和预报。因此，数值分析方法是解决岩土体工程问题中的有效工具之一。但由于围岩地质条件状况的复杂性，其力学模型和岩体力学参数不易选定测准，加之在计算方法中要反映施工方法，支护时机等因素的影响亦很困难，所以，一般只作为设计参考。

(6) 收敛约束法（监控量测法）

在地下洞室的局部块体稳定性研究方面，基于非连续变形理论，在已知洞室尺寸和性状的条件下，选取三组典型结构面作为构成四面体的边界条件，搜索给定的结构面在洞室各个不同部位所能组合成的块体，并计算块体的大小和稳定性系数。运用块体理论、矢量分析、排列组合、空间解析几何与计算机技术，提出了复杂性状块体的几何建模方法“切割法”。从一个全新的思路成功解决了一些疑难问题。

综上所述，各种分析方法从一定角度上反映了岩体的力学性态，解释并解决了不少工程实际问题，但由于各种方法都是针对岩体的某一主要特性，在做出某些假定的基础上提出的，因而各种方法也都具有一定的使用围和局限性。因此，单纯使用一种方法，很难进行准确的分析。从当前地下工程设计现状来看，工程类比法往往占很主要的位置，即使力分析采用了比较严密的理论，由于地质体的复杂性和物理参数的模糊性，其计算结果往往也需要用经验类比来加以判断和补充。因此，综合采用工程类比法和数值分析法对地下洞室结构的开挖与支护进行分析，在实施过程中，可依据测量信息与时加以修改和验证，从而正确指导下一步的工程实施。

9.5 地下洞室结构优化设计国外研究现状与分析

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结构优化理论从马克思威尔理论和米歇尔桁架出现已有百年，从史密特用数学规划来解决结构优化设计计算起亦有四十年的历史，特别是过去30年，在理论、算法和应用方面都取得了长足的发展，应用优化的领域涉与航空航天、机械、土木等诸多方面，主要处理那些具有复杂结构系统的设计或大规模的工程建设，如大坝、桥梁等。关于地下工程结构的优化设计，主要有以下一些研究进展。 9.5.1 国外发展状况

(1) 日本的山地宏志、樱井春辅等人应用变形控制法优化隧道支护设计，具体做法是由隧道开挖过程中的量测结果求出对应于发生变化的支护工程的感度系数，由此确定最佳支护工程量，并提出相应的计算方法，同时给出模拟计算的结果，实现了对支护工程的定量评价。

(2) 印度根据岩体的线弹性假定，讨论水资源用隧道的椭圆断面优选法，认为选择隧洞断面几何形状时不仅要考虑节理或不连续面的方位，而且要考虑岩体总主应力的方向与大小，提出了一种使隧洞周围拉应力消除而压应力最小的确定隧洞最优解和形状的方法。

(3) 挪威国已修建了上千座隧道等地下洞室结构，为了能够进行宏伟的建设计划，自60年代以来一直在努力选择最优化的方案，并提出以下几个原则：隧道应设在最好的地层中；应选用圆形断面或近似圆形的断面；岩石支护应能发挥岩体固有的自稳能力；采用造价最低的岩石支护，即锚杆，等等。近几年来挪威地下洞室建设飞速发展，研制的各种优化方案的数量日益增多。

(4) 在洞室的开挖和支护中使用不同程度的岩石加固，以三个地段组成一个“监测区段”，把检测到的开挖特性和从模型分析中推测到的特性进行对比，经过对最重要的岩体参数的反分析而得到最优支护设计。这种方法被用于在以色列施工的软弱，有节理的白垩地层中的大型地下储库中。

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9.5.2国发展状况

(1) 薛玺成，万斌，小兵和义虎，王后裕、上明和言志信等分别采用序列无约束极小化方法、复合形法与分布密度法对地下洞室的断面形状进行了优化分析，取得了合理的断面形状。

(2) 荣耀从围岩级别与巷道围岩支护时机关系进行讨论，为巷道围岩支护施工提供参考：针对沙湾隧洞地质条件复杂，多变的特点，对各类围岩选择不同的初期支护时机，起到了稳定围岩、控制变形的作用。

(3) 吴凯华将非线性规划中的混合函数法和DFP变尺度法应用于圆形隧洞支护优化设计，以支护材料最省或工程造价最低为目标函数，取得了合理的喷锚支护参数。

(4) 朱维申应用动态规划原理对洞室群最佳施工方案进行了研究，采用洞周破损区的面积作为收益函数，给出了平面问题的计算结果，大大改善了以前的施工顺序，优化了工作，并指出三维问题的最优化在当时的技术条件下是不可能的，至多只能做少量有代表意义的方案的比较。吴爱华把数值方法和遗传算法进行结合，给出了从可能的地下工程施工顺序中选取最优方案的方法。

(5) 元刚运用沿空顺槽支护和在计算系统，对煤巷锚杆表面结构、等强锚杆加工新工艺，带钢截面形状与球形螺母配合与超高速易装高强树脂锚固剂等锚固参数进行优化，经现场观测取得了较好的效果。结果表明，锚杆角度为60º时桁架锚杆支护效果较好。

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参考文献

[1]志缙，应惠清.简明深基坑工程设计施工手册[M]. ：，2000. [2] 俊岩.深基坑工程[M]. ：，2000. [3] ，侯学渊.基坑工程手册[M].：，1997. [4] 高大钊.深基坑工程[M]. ：机械工业，1996.

[5] 龚晓南，高有潮.深基坑工程设计施工手册[M]. ：，2001. [6] 龚晓南.基坑工程实例[M]. ：，2006. [7] YBJ9258-97[S]，建筑基坑工程技术规. [8] JGJ120-99[S]，建筑基坑支护技术规程.

[9] 徐至钧，锡宏.逆作法设计与施工[M].：机械工业，2002

[10] 继业，树枫.深基坑支护存在的问题与研究方向[J].建筑技术开发，

2001(11).

[11] 应惠清.建筑工程时间施工详细图集：基坑支护工程[M].：. [12] 光敬 镜培 袁聚云.土木工程专业毕业设计指南岩土工程分册[M]. :

中国水利水电，1999.

[13] 应惠清.基坑支护工程.：，2003.

[14] 锡宏，志明等.高层建筑深基坑围护工程实践与分析[M]. ：同济大学，

1996.

[15] 锡宏，蓓等.大型超深基坑工程实践与理论[M]. ：人民交通 [16] 俊龙.潜水含水层中近河基坑工程降水设计方法探讨[J].岩土工程技

术. 2007 21(1) 21-24.

[17] Porterfield，J.A. Soil Nailing Filed Inspector Manual：Soil Nail

127 / 150

. . . .

Walls[J]. FH-WA\\SA-93\\068，Apr. 1994

[18] Geoffrey G，Meyerho f. Development of Geotechnical Limit State

Design[J]．Canadian Geotechnical Journal，1995，32(1):128-136.

附 录 附录1 外文翻译

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Influence of geometrical distribution of rock joints on deformational behavior of underground opening

1. Introduction

In order to evaluate the deformational behavior and stability mechanism of underground opening appropriately, the key block theories, discontinuous deformation method (DDM) and distinct element method (DEM) have been considered as the useful tools for design assistant and stability assessment of underground opening. Modeling method of the geometrical distribution of rock joints, however, would influence the results of those analyses. Therefore, it is very important and necessary to establish a modeling method that can accurately approach the nature distribution of discontinuities in rock masses. In nature, almost all rock masses contain discontinuities. The geometrical distribution of rock joints is extremelycomplicated, and has been proved to have fractalfeatures, such as Aviles et al. (1987), have shown faulttraces to be scale invariant from mm to km scale. The scaleinvariance of the fracturing process has been shown to thedistribution of the size of the fragments, as well as to thespatial distribution of fractures (Turcotte, 1992). Basedon fractal theory, the fractal dimension of the geometricaldistribution of rock joints can be calculated by relevantcomputer programs. The box-counting dimension, whichis often used as an approximate measure of the fractaldimension, can capture the combined influence of joint-sizedistribution and joints density of rock mass (Kulatilakeet al., 1997). These important parameters are useful tosupport the design of underground structures.

In this paper, the first part shows a new approach toevaluate the fractal feature of jointed rock masses in construction. In the second part, the geometrical distribution of rock joints, with different fractal dimension and orientation distribution are introduced into DEM analysis so as to find the influence of those

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parameters on the deformational behavior of underground opening. 2. An analytical approach to evaluate geometrical distribution of natural jointed rock masses

The DEM and DDM analyses differ from conventional numerical methods in the way that they can create the modeling of geometrical distribution of rock joints. This modeling should be oriented toward distribution of in situ nature joints as much as possible so as to acquire accurate analyzing results. In order to simulate the distribution of rock joints, the following approach is proposed. 2.1. Extracting methods of the nature joints

The multiple system given by Fig. 1 is used for analyzing feature of geometrical distribution of rock joints. Two extracting methods can be constructed, namely the digitizer inputting method and the image processing method. In the former one, by using scan line survey and borehole survey through the borehole scanner system, invisible space data of discontinuities can be estimated accordingly obtain the location, orientation, trace, gap, etc. of rock joints. Based on the analyzed joint distribution data, the trace map of nature joint can be created. Then, using a graphic-digitizer instrument and a computer-generated drawing program, the joint trace map can be input to computer through generating a list of x, y-coordinate pairs.

The latter one is used to observe the visual area of in situ rock mass such as well-exposed area, the sidewall of underground opening.

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Photograph of the distribution of rock joints around underground opening is recorded by the digital camera with high resolution. The rock joints trace are then extracted by image processing. Commonly, the network of rock joints as an analytical object is digitized using the image scanner.

The above two kinds of net-maps could both be analyzed by computer program so that the parameters that can approximately describe the characteristics of the distribution of joint sets could be obtained. 2.2. Fractal measure methods

In a general way, the stochastic method is often used to quantitatively describe the geometrical distribution of rock joints. However, measurement of the density of rock joints in a study area is a difficult task, and the accuracy of such method is influenced by setting parameters and appropriate functions. On the other hand, the geometrical distribution of rock joints has fractal character. It is considered that fractal dimension could be having higher quality to characterize the geometrical distribution of joints.

In this paper, the box-counting method is used to determinethe fractal dimension of geometrical distribution of rock joints. As a general way, first, the joint trace data area is covered by a square box; then, the box size is decreased and the number of boxes needed to completely cover the feature of joint trace is counted; at last, a log–log plot of number of boxes needed to cover the feature versus box size is drawn and the slope of this plot presents the fractal dimension of this shape. According to Falconer (1990),fractal dimension DBox in the box-counting method can be written by the following equation,

DBoxlim0logN,(1) logDBoxis the fractal dimension;

Nis the number of boxes needed to cover the object; and is the box size.

Depending on this calculation procedure and Eq. (1), a simple

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computer program was written for performing the box-counting method. The networks used in this program are first transformed into square cell (360 · 360 pixels), in which the curves are expressed by the fine lines with width of 1 pixel. Then, as the box size decreased, the log–log plot can be created. It was applied to estimate DBoxfor the triadic Koch curve (Mandelbrot, 1983) for evaluating its accuracy. 3. The relation between fractal dimension and deformational behavior of underground opening

In order to support the design and construction works for deep underground opening, it is essential to have a good understanding of the influence of geometrical distribution of rock joints on the deformational behavior around opening. In this study, the relationships between the parameters describing the joint geometry, such as fractal dimension (density and trace-distribution), and the deformational behavior of rock masses around underground opening are estimated by DEM analysis, which is thought as a capable method to analyze the behavior of discontinuous. 3.1. Description of modeling

The layout of the underground opening used in this study is illustrated in Fig. 3. It is the modeling of an underground power plant constructed in Japan.

In this study, deformation simulations of all cases are carried out by using UDEC (Cundall, 1971), which is a two-dimensional numerical program based on DEM. As an important characteristic, UDEC is based on a ‘‘Lagrangian’’ calculation scheme that is well suited to model the large movements and deformations of a blocky system, which is quite satisfied to the requirements of this study. Furthermore, there are several built-in material behavior models in UDEC that can be easily adopted for our models.

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3.2. The relationship between joint set distribution character and deformation behavior of underground opening

Three steps were carried out in the excavation simulation. First, the model as shown in Fig. 3 was built and input in UDEC, and three joint network cases with different joint densities or orientation were created; Then, using the proposed measure method, the fractal dimension DBoxof three cases were calculated; At last, these models, with uniform material behavior, were executed in UDEC and their deformational behaviors were recorded.Fig. 4 shows the analyzed deformational behavior of rock masses around opening according to different fractal dimensionDBox and orientation. UDEC supported a good plot view of the different deformational states in different cases.

On the other hand, as shown in Fig. 6, a series of numerical experiments are carried out by changingθ and α.Herein ,θ is the angle between set1 and set2, αis the angle between set1 and horizontal direction. Comparing those results, followings are clarified: (1) when α= 30°andθ > 60°, the change of maximum displacement is small.(2) There are peak values of maximum displacement on the curves whileθ= 60°andα = 0°, 60°. From these results, it could be found out that a joint set, the angle between which and opening wall is around 60_, may induce a great displacement. Based on this, a special modeling study on the cases, in which there

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is only one set of joint and the angel between this joint set and opening wall is 60°, was carried out to obtain more deformational information on this condition.

3.3. Description of a special case study

As the same measure with the model of Fig. 3, a study area locating at the left side of opening wall was extracted as the study area as shown in Fig. 7.We assumed two kinds of distribution of joint sets, in both of which the left and under sides are fixed while the top and right sides are free to move. The first one, in which the blocks trend to fall to right side, is named fall set; the other one, blocks seem to flow to right side, is named flow set (see Fig. 8).

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Four scales of joint spaces, t = 2, 4, 6, 8 m, respectively, were considered in both kinds of sets in order to represent the joint densities from big to small. At the top of the modeling, a symmetrically distributed stress γH was added to simulate the gravity of the rock mass above the opening. Herein, γis the mean gravity of the rock mass above the opening and H is the distance from the top of opening to ground surface.

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Two kinds of models, for instance with joint space of 4 m, were transmuted to the states as shown in Fig. 9.Considering there is irregular deformation on the top right corner of both models, the displacement at the point that 4 m under the top right corner was recorded and the displacements of four kinds of joint spaces are summarized in Fig. 10.

From this figure, it can be seen that when joint space t = 2 or 4 m, which means high joint density, the displacement of fall set is larger than flow set, but this relation reversed when t = 6 m and these two displacement values become close when t = 8 m. As the space becomes larger, the size of blocks becomes larger too, and the measured displacement is mainly constituted by the relative displacement of big blocks on the top right. Consequently, the

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unstable factors of this so-called big block model decreased the reference importance of the results as shown in Fig. 10(c) and (d). Comparing Fig. 10(a), (b), (c) and (d), the displacement of fall set becomes smaller as t increases, that means the displacement increases with the density of joints becomes larger (larger fractal dimension), which agrees with the result shown in Fig. 5 when θ= 60°.

From the results above, it can be concluded that when the density of joints is large enough, the fall set condition seems could lead to larger deformation, that exactly agrees with the measured data from the construction field of the underground power plant which is the prototype of this study.

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4. Conclusions

In this study, multiple system for analyzing the feature of geometrical distribution of rock joints is developed. Based on fractal analysis and numerical simulation of underground opening in the jointed rock masses, the relationship between deformational behavior and fractal dimension and orientation of joint sets are discussed. Some results are summarized as below:

(1) The maximum displacement of underground opening increases remarkably as fractal dimension DBoxincreases when the angle between two joint sets is smaller than 90°. It also believes if there are more than two joint sets, this effect could be valid too.

(2) When the angle between a joint set and opening wall is around 60°, a great deformation, not always but corresponding to the condition with similar rock mass and joint properties with this study, may occur, that should be paid high attention in construction. (3) If the rock mass and joint properties used in this study could be thought as an representative one, generally, the fall set may produce larger displacement than the flow set in high blocky ground around a deep underground opening.

Further work into more accurate fractal dimension calculation so as to build the quantitative relationship expression is warranted.

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It is necessary to distinguish the major joints and minor joints to increase the practical ability of this method in construction. A comparison study between numerical analysis experiments and field investigation is furthermore required.

翻 译

岩石结理的几何分布对地下洞室变形性状的影响

1 引言

为了恰当评估地下洞室的变形性状和稳定性机制，拱顶石理论，不连续变形方法和独特元素方法被认为是地下洞室设计辅助和稳定性评估的有用的工具，岩石结理的几何分布的建模方法，然而，将影响这些分析结果。因此，这是很重要和需要去建立建模模型，他们能精确的接近岩体不连续自然分布。

自然的，几乎所有的岩体包含不连续性。岩石结理的几何分布是与其复杂，并且已经被证明有不规则特征，例如Aviles et al(1987)，已经展示不规则碎片痕迹，基于不规则碎片形理论，岩石结理的几何分布的不规则碎片形尺寸可以通过相关计算机程序进行计算，箱形计算尺寸，它经常

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被使用作为不规则碎片形尺寸的近似测量，能够扑捉结理尺寸分布的组合影响和岩体的结理密度(Kulatilake et al.1997)。这些重要的系数被用于支撑地下结构物的设计。

在这篇文章中，第一部分提出一个新的方法去评估建筑物中结理岩体的不规则碎片形特征。在第一部分，为了发现这些系数对地下洞室变形性状的影响，含有不同的不规则尺寸和方向分布的岩石结理的几何分布被引进到独特元素方法分析。

2 评价自然结理岩体的几何分布的分析方法

独特元素方法和不连续变形方法分析不同的传统数字方法，他们可以创建岩石结理的几何分布建模，这个建模应该尽可能是朝着原位自然结理分布的方向的，以获得精确的分析结果，为了模拟岩石结理的分布，提出下面的方法。

2.1 自然结理的萃取方法

图1给出的多个体系是用于分析岩石结理几何分布的特征的，两种萃取方法可以被构造，即数字转换器输入方法和图像处理方法。在前一个里面，通过使用扫描线测量和通过钻孔扫描系统的钻孔测量，看不见的空间的不连续性数据可以根据获得岩石结理的位置、方向、痕迹、间隙等进行评估，在分析结理分布数据的基础上，可以建立自然结理的迹线图。这时，使用绘图数字转换器设备和计算机制图程序，结理迹线图可以通过建立X、Y坐标被输入计算机。

后一个被用于观察例如好的爆破场地、地下洞室的边墙的原位岩体可见区域，地下洞室周围的岩石节理分布的图片通过数码相机进行记录，岩石节理迹线这时通过图像处理加以提取，一般地，岩石节理的网络物作为分析的目标是使用图像处理加以数字化。

上面的两种网络图都可以通过计算机程序进行分析，所以参数可以近似描述节理层分布特征将被获得。

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2.2 不规则碎片的测试方法

一般地，随机方法经常被用于岩石节理几何分布数量上的描述。然而，在研究领域，岩石节理密度的测试是一件困难的任务，并且这种方法的精度收到参数和函数的影响。另一方面，岩石节理的几何分布都有不规则碎片的特征，认为不规则碎片的尺寸可以很好的表征节理几何分布的特征。

在这片文章中，箱形计算方法被用于确定岩石节理几何分布的不规则碎片尺寸。作为一个一般的方法，第一，节理迹线数据区域通过正方形箱子覆盖着，这时，这个箱子尺寸是减少的，并且箱子的数目需要完全覆盖节理迹线特征是可以计算的。最后，画出需要覆盖的箱子数目对箱子尺寸的log-log图，并且这个图的斜率代表这个形状的不规则尺寸。根据Falconer(1990)，在箱形计算方法中，不规则碎片尺寸DBox可以通过下面方程表示：

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DBoxlim0logN, logDBox——不规则碎片的尺寸；

N ——需要覆盖目标的箱子数目；

 ——箱子尺寸。

依靠这个计算程序和公式，为表示箱形计算方法，编制了一个简单的计算机程序。这个程序使用的网状物首先转换成正方形单元（360×360像素），通过一个像素宽度的细线表示这个曲线。这时，当箱子的尺寸减少时，可以建立log-log坐标，为了评估三个科赫曲线（Mandelbrot，1983）精度，它被用于估计DBox。

3 不规则碎片尺寸和地下洞室变形性状之间的联系

为了支持地下洞室的设计和建造工作，必须很好的了解岩石节理的几何分布对洞室周围变形性状的影响。在这篇文章中，通过独特元素方法，来评估描述节理几何的参数，例如不规则碎片尺寸，和地下洞室周围岩体变形性状之间的关系，它被认为是一种有力的方法去分析不连续性的性状 3.1 建模的描述

在这个研究中，地下洞室的布置如图3所示，这是日本地下电厂结构的建模。研究区域的岩体是由新鲜的硬质砂岩组成的。

在这个研究中，通过使用统一数字电子计算机(Cundall，1971)来运行所有情况的变形模拟，这是基于独特元素方法的两维数字程序，作为一个重要的特征，统一数字电子计算机是基于拉格朗日计算方法的，它能是很适合模拟大的位移和变形，能很好的满足研究要求。进一步，在统一数字电子计算机中有几种建造使用的材料性状的模型，很容易为我们的模型所采用。

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3.2 节理组的分布特征和地下洞室的变形性状之间的联系

开挖模拟共有三步，第一，如图3所示的模型被建立并且输入统一数字电子计算机中，拥有不同节理密度或倾向的三个节理网状物被建立；这时，使用前面提到的测试方法，三种情况下的不规则碎片尺寸被计算出来了；最后，拥有一样材料性状的模型在统一数字电子计算机中运行，并且他们的变形性状被记录下来。

图4给出了根据不同分形维和倾向的地下洞室周围岩体变形性状的分

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析。统一数字电子计算机支持一个好的划分，根据不同情况下不同的变形状况。在以下三种情况下的位移向量有不同的分布特征，特别是第三种情况，与第一、二两种情况的倾向不同，洞室周围位移向量的方向趋于两组节理的中心方向，这意味着模型块体的总位移是由沿着两组节理方向位移组成的，这与当两组节理性状一样时的原位情况吻合。三种情况下的塑性区域分布如图4(b)所示，从第一、二种情况可以看出主要塑性区域集中在节理和洞壁的交界处，第三种情况，塑性区域延伸到了很宽的区域，并且主要沿着节理组分布。

有较低分形维和创建不同倾向的案例，通过改变节理组的间距和迹线，是容易比较的。通过实施模拟程序后，所有情况下的最大位移被获得，它们与分形维之间的关系如图5所示，两个节理组之间的夹角被设定为40°、60°、90°去评估倾向的影响，可以发现当θ小于90°特别是θ=60°的情况下，DBox对位移有显著的影响。有两组节理的地下洞室，一组节理是水平的，另一组节理是竖直的或相对竖直，就如第一、二种情况一样，是相对稳定的状态，并且节理组的密度对它不会产生太大的影响。对于位于0º到90º的情况，分形维对位移的影响是显著的。

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另一方面，如图6所示，通过改变θ和α，做了一系列的数字试验，在这里，θ是组一和组二的夹角，α是组一和水平方向的夹角，比较这些结果，得到下面结论：(1)当α=30°并且θ＞60°时，最大位移的变化很小。(2) 当θ=60°，α=0°，60°时，曲线上的最大位移达到极值，从这些结果，可以发现，当节理组与洞壁夹角约为60°时，可能诱发很大的位移，基于此，研究这种情况的特殊模型，它仅有一个节理组并且节理组与洞壁夹角为60°，被用于获得这种条件下的更多信息。 3.3 特殊案例研究描述

就像图3模型一样的测试，位于洞室左侧的研究区域被选取出来作为如图7所示的研究区域。我们假定两种节理组的分布，它们的左侧和下侧是固定的，而顶端和右侧是可以自由移动的，第一种分布的块体有向右侧倒塌的倾斜，称作倒塌组；另一种的块体似乎要向右流动，称作流动组。如图8所示。

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在这两组节理中，为了从大到小表示节理密度，四种规模的节理间距分别为t=2，4，6，8m。在模型的顶端，一个对称性的分布应力γH被施加用于模拟洞室上部岩体的重力，γ是洞室上部岩体的重力的平均值，H是地表到洞顶的距离。

对于这两种模型，以节理间距为4m的为例，其状态如图9所示，考虑到这两种模型右上角的变形是不规则的，节理间距为4m的右上角的位移被记录下来，并且四种节理间距的位移如图10所示。

从这图中可以看出，当节理间距t=2m或4m的高节理密度时，崩塌组的位移比流动组的大，但是当t=6m时情况正好相反，当t=8m时，两个位

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移变得很接近，当间距变得更大的时候，块体的尺寸也变得更大，并且测出的位移主要是由右上角大的块体相对的位移组成的。结果，这个所谓的大的块体模型的不稳定因素降低了如图10(c)和(d)的结果的参考的重要性。

比较图10的(a)、(b)、(c)和(d)，当节理间距t增加的时，崩塌组的位移减小，这意味着位移随着节理密度的增大而增大，这与当θ=60°图5显示的结果相吻合的。

从以上的结果，我们可以得出：当节理密度足够大时，崩塌组将产生更大的位移，这与地下电厂的建筑场地的测试数据精确的吻合，它是这个研究的原型。

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4．结论

在这个研究中，发展了分析岩石结理几何分布特征的多相体系。基于不规则分析和有节理岩体的地下洞室的数字模拟，讨论了变形性状和不规则维、节理组的倾向之间的关系，一些结果总结如下：

1) 当节理组之间的角度小于90°，在不规则维增加时，地下洞室最

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大位移显著增加，并且也认为，如果节理组超过两个时，这个影响也是有效的；

2) 当一个节理组与洞壁的夹角约为60°时，这里研究的有类似岩体和节理性状的情况下可能发生大的变形，在建设中应该引起高度重视；

3) 如果这个研究使用的岩体和节理性状被认为是代表性的，一般来说，在深层地下洞室周围崩塌组产生的位移比流动组的要大。

为了建立定量关系表达式，需要进一步得到更精确不规则维的计算，为增加建设中这种方法的实践能力，需要分辨出主要节理和次要节理。数字分析试验和现场调查之间的比较研究是进一步必须的。

附录2 相关图纸

1 施工平面与基坑监测布置图； 2 基坑支护剖面与桩的配筋图； 3 降水结构示意图。

致

本设计书是在指导老师孔德森老师的悉心指导下完成的，在此向孔老师表示深深的感和诚挚的敬意。

在四年的学习中，土木工程学院的众位领导和老师对我们的培养计划制定、课程选修、外出实习、学位论文选题、设计和撰写等，都倾注了大

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量的心血。众位学院领导和老师渊博的学识、严谨的治学态度和朴实豁达的学者风，将使我受益终生。在此，谨向众位学院领导和老师表示最诚挚的意!

四年以前进入科技大学，使我获得了又一次宝贵的学习深造机会，我将把它视为我人生旅途中一个十分重要的里程碑而铭刻心中。

感付厚利教授、林登阁教授、吴燕开教授对本设计的指导与检查！ 感科技大学土木工程学院的王渭明教授、乔卫国教授、王永红教授、大勇教授等领导和老师给予我的教导和关心！

感岩土工程基坑组全体同学对我的帮助和支持！ 大家！

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