地下室上浮事故實例分析及處理

劉曉娜

摘要：近年來，隨著城市建設的發(fā)展，地下空間的建設項目日趨增多，由于設計、施工等諸多因素的不完善，地下室工程質量事故頻繁出現(xiàn)，最為常見的就是地下室上浮事故。文章通過某工程地下室底板隆起事故處理實例分析并提出處理方案。

關鍵詞：地下室地板；抗浮；排水；加固

一、工程概況

某項目水位相對較高。該項目占地約5萬平米，地下室兩層（基坑圍護結構采用鉆孔樁外加2排∮600水泥土攪拌樁），投影面積約3萬平米，做停車場使用。基礎形式為樁基，主要為高強預應力管樁（PHC500A型），單樁抗拔力承載力特征值為500KN。四周采用圍合點狀布置塔樓，樓高100米，地下室頂板中間部位0.00作綠化休閑區(qū)，留有800厚覆土以便綠化和種植喬木。在發(fā)現(xiàn)底板隆起后，馬上采用措施在底板隆起地方開孔放水，剛開的孔水沖上來的水柱達到3米左右，隨著開孔的增加，流出的水量逐漸減少且隆起的板塊處于穩(wěn)定。

項目地質情況根據(jù)地質報告顯示，場地于強風化以上的覆蓋層范圍內,主要埋藏地層為①人工填土②淤泥③粉質粘土④礫砂⑤強風化層⑥中風化，殘積土為軟弱土及中硬土，強風化層層厚0.50～7.10米，層頂標高-14.67～-34.68米，地質報告建議抗浮設計水位標高2.5M，相當于地面以下1.50M。

二、事故分析

主要原因就是地下室無降水措施而連下暴雨造成水頭壓過高水浮力大于當時的結構自重。我們首先查看抗浮設計計算書，地下室抗浮計算：

按地質報告建議，抗浮設計水位為絕對高程2.5m，其相對高程為－5.0m。

高強預應力管樁樁型為A型，直徑φ500，壁厚125，管樁混凝土有效預壓應力3.5MPa，樁內縱向預應力鋼筋10φ9，每米重3.68KN。

樁身抗拔承載力設計值：Rpl＝3.5×3.14×(2502－1252) N＝515 KN；公式5.2.9-2)

單樁抗拔極限承載力標準值：Uk＝∑ξsi·λi·qsi·u·li＝1090KN；(公式5.2.8)

單樁自重（取17m長樁的浮重）：Gp＝17×[3.68－10×(3.14×0.252)]＝29KN

由于施工期間，在底板及頂板負荷加載前就已停止降水，在大雨后水位接近設計抗浮水位的情況下，樁的拔力情況分析：

計算取地下室柱網(wǎng)標準跨8.1m×8.1m，地下室底板面相對標高為-9.50M，底板厚度為450MM。

頂板厚180，加上主次梁，折算厚度為300：25×0.3＝7.5 KN/m2；

半地下室樓面板厚120，加上主次梁，折算厚度為180：25×0.18＝4.5 KN/m2；

底板厚450：25×0.45＝11.25 KN/m2；

柱子600×600，凈高為（9.2－1.1－1.8）＝6.3m ：25×0.6×0.6×6.3＝56.7 KN；

兩樁承臺在底板底面以下的厚度為1.35m：25×1.35×2.5×1.0＝84 KN；

地梁：25×(7.1×0.55×0.4＋5.6×0.45×0.4)＝64 KN；

地下室底板300厚石粉：0.4X22=8.8 KN/m2;

800厚園林覆土: 0.8X18=14.4 KN/m2

則標準跨每根柱底處自重力為：

8.12×（a＋b＋c+g+h）＋d＋e＋f＝8.12×（7.5＋4.5＋11.25+8.8+14.4）＋56.7＋84＋64＝3252 KN

浮力（此時不考慮分項系數(shù)）為： 10×（9.5＋0.45－5.0）×8.12＝3247 KN

按照建筑結構荷載規(guī)范2006版3.2.5

永久荷載分項系數(shù),當其對結構不利時,對由可變荷載效應控制的組合,取1.2;當其對結構有利時,取1.0;此時浮力(考慮分項系數(shù))為:1.2X3247=3896KN;減去自重需考慮的上浮力為:3896-3331=565KN，而柱下樁數(shù)為兩根，也就是說設計時已考慮了設計水位對正常使用工況下的影響，如果在施工時始終進行了降水，控制水位在地下室底板以下，就不可能出現(xiàn)上面說的情況。

三、事故處理

1詳細了解事故情況：在底板上對應每個柱頂?shù)奈恢貌贾贸两涤^測點107個，每天觀測一次，連續(xù)觀測一個月，觀測數(shù)據(jù)顯示，頂板上浮已基本處在穩(wěn)定狀態(tài)，觀測到最高上浮位移為246mm。

2工程樁質量狀態(tài)的判斷：為確認原工程樁的質量，檢測接頭位置的工作狀態(tài)。首先選擇處在上浮位移最大區(qū)域的工程樁進行樁身接頭位置完整性檢測，隨機抽取2根。

基樁檢測結果及分析

檢測結論：

通過對基樁的綜合分析，可判定如下結論：

1）、樁號為1108的基樁，在-4.0m至-3.2m處存在缺陷；

2）、樁號為1066的基樁，在-7.0m至-6.1m處存在缺陷；

注：缺陷可能是樁頭之間的焊接所引起的，但從反射的波形分析來看沒有發(fā)現(xiàn)接頭處焊完全空缺的情況。

3經(jīng)與設計單位復核后，對頂板上進行2米厚的石粉進行堆載，再對各點進行沉降觀測，在堆載一個月后，上浮點位基本復位。

4?經(jīng)多方分析，決定采用在底板上增加抗浮錨桿進行處理。

4.1抗浮錨桿承載力特征值估算：

Fa=∑qsiuili=25×3.14×0.2×9=141.3(KN)

4.2標準跨8.1m×8.1m里均勻布置抗浮錨桿4根，每根抗浮錨桿抗拔力設計值為565/4=141.25(KN)＜Fa，符合要求。

在原混凝土底板上新增400厚混凝土底板，原底板僅作為基底墊層考慮，抗浮錨桿成孔直徑200（150）mm，在8.1m×8.1m區(qū)域內均勻布置4根錨桿，設計錨桿主筋為3φ22。錨桿定位誤差不大于5cm，垂直度偏差不大于1%，當遇到柱位置時，向跨中調整錨桿間距，數(shù)量不變，錨桿成孔要求先采用直徑200mm成孔到強風化巖面，遇強風化后采用150mm成孔，成孔深度要求進入強風化巖層不少于5.0m或中（微）風化巖層不少于2.5米。錨桿采用二次注漿成錨，第一次常壓注1：0.5純水泥漿，水泥采用P.O.42.5R普硅水泥，初凝后進行第二次注純水泥漿，水灰比1：0.5，第二次注漿壓力≥1.5MPa，第二次注漿水泥用量≥20kg/m,可根據(jù)試驗結果適當調整，錨桿清孔時必須將泥漿清除干凈。錨桿主筋需接長時，采用套筒對接，對接后抗拉強度應不小于鋼筋的抗拉強度，錨桿主筋與底板連接處涂抹環(huán)氧樹脂防腐，在水泥漿中摻加水泥量3%的鋼筋阻銹劑。

4.3抗浮錨桿檢測，本次地下室抗浮錨桿施工共163根，根據(jù)規(guī)范要求，抗浮錨桿檢測數(shù)量為3根，試驗時單根錨桿抗拔力設計值取170KN，檢驗荷載按設計圖紙要求取設計抗拔力的1.5倍，即255KN。經(jīng)檢測，3根抗浮錨桿在最大檢驗荷載作用下變形均趨于穩(wěn)定，經(jīng)綜合分析，受檢的3根錨桿符合抗拔力驗收標準，滿足設計要求。

錨桿試驗荷載-位移數(shù)據(jù)

4.4后期沉降觀測：錨桿完成施工后，堆載也逐步卸去，在卸載后半年的時間里，對地下室頂板進行了沉降觀測，觀測點最大上浮位移值為22.3mm,平均位移值為17.6mm。目前，尚未找到規(guī)范對該限值的規(guī)定，但就工程使用效果來看，還是比較合理和可以接受的。

4.5抗浮錨桿變形的理論計算：

錨桿在抗拔過程中，其變形由以下四個部分組成：∑S=S1+S2+S3+△S，式中：∑S為錨桿總變形，S1為錨桿自由段變形，S2為錨固段的拉伸變形，S3為土體的剪切變形，△S為錨固段與土體的相對變形。假定錨固段、土體處在彈性變形階段，通過彈性力學理論可計算出S1、S2、S3，運用雙曲線函數(shù)可表達出錨固段與土體的相對變形，錨桿總變形可寫成：∑S=式中，P為張拉荷載；lf為自由段長度；lm為錨固段長度；Eg為鋼筋彈性模量；Es為錨固體彈性模量；Gs為土體剪切模量；Ag為錨筋截面積；A為錨桿截面積；d為錨固體直徑;τs為平均摩阻力；rm為剪切影響半徑；a、b為錨固體與土體接觸面有關參數(shù)。在本工程中，錨固地層為粘土層，錨固段長為17米，自由段為1米，錨固鋼筋為3φ22，工作荷載為140KN，土層摩阻力為120KPa，鋼筋彈性模量為2.1×105MPa, 錨固體彈性模量為1.13×105MPa, 土體剪切模量為10Mpa，剪切影響半徑取15d（d為錨固體直徑），a取0.0202m3/MN，b取7.08 m3/MN，因此可計算出S1=0.58mm，S2=0.34mm，S3=3.24mm，△S=16.12mm, ∑S=20.28mm，由此可見，理論計算值與試驗數(shù)據(jù)是基本吻合的。因為規(guī)范對錨桿位移限值沒有明確的規(guī)定，從本工程實例和試驗的結果來分析，在礫質粘土中，錨桿的上浮位移限值取≤25mm是可行的。

四、結論

1忽視地下室抗浮設計和施工將造成重大工程問題，會出現(xiàn)較大的安全事故，同時也會造成較大的經(jīng)濟損失和不必要的麻煩；

2抗浮錨桿用于地下室抗浮加固是一種可靠的技術措施，但要做好設計及質量監(jiān)督管理，防止出現(xiàn)二次事故；

3土層抗浮錨桿地下室在正常使用狀態(tài)下，上浮位移限值可取≤25mm；

注：文章內所有公式及圖表請以PDF形式查看。