[摘要]深圳湾体育中心钢主场馆钢屋盖采用单层空间变曲面弯扭斜交网格结构，包括单层网壳和竖向支撑系统，其节点形状均不同，弯扭板件展开精度高，深化设计困难。根据工程特点，开发专用的钢结构详图绘制软件。详细介绍了深化设计软件开发及钢屋盖精确建模关键技术措施。并采用保证高效深化的设备和人员配置，解决了深化设计难题，具有高效、精确等优点。[关键词]深圳湾体育中心；钢结构；弯扭斜交网格；深化设计

内容摘抄：

1工程概况
深圳湾体育中心是第26届世界大学生夏季运动会的主要分会场，占地面积30.77hm2,坐落在深圳湾滨海休闲带中段，毗邻深圳湾和香港。其主要建设内容有“一场两馆”，即体育场、体育馆、游泳馆及运动员接待服务中心、体育主题公园及商业运营设施等，总建筑面积约25.6万m,将承担足球预赛、乒乓球决赛、游泳等比赛和训练等。
深圳湾体育中心主场馆长约500m,宽约240m。体育中心屋盖为箱形截面的空间变曲面弯扭斜交网格组成的单层网壳结构，将“一场两馆”有机联系在一起，内部采用较少支撑形成大空间，外部形成一个包裹，形似“春茧”（见图1)。

2深化设计总体思路
主场馆钢结构总体分为：南北两侧屋盖，大树广场花篮结构及上部屋盖。其中屋盖是核心部分，主要包括：单层网壳和竖向支撑系统（见图2）。单层网壳为空间变曲面弯扭斜交网格钢结构，有约10590个节点和19718根构件，构件截面多样(☐400×300×10×10~☐700×450×50×50)，构件不同程度的空间弯扭，节点形状相似但均不相同，完全依靠人工绘制加工详图，建模及弯扭板件展开无法完成，且空间定位坐标表达复杂，深化设计工作量巨大，精度难以保证。
针对本工程特征及特殊要求，开发了专用的计算机辅助深化设计软件一屋盖弯扭构件专用详图绘制软件，用以完成单层网壳部分的详图设计。目前该软件已成功应用于该工程主体构件深化设计。

3深化设计方法与软件
3.1单层网壳专用软件开发运用
通过结构分析和统计可知：屋盖顶部较平，构件弯扭程度小，而屋盖侧壁、转弯处、大树广场部分，构件弯扭程度大，根据弯扭程度将构件分为两大类，按照不同的设计思路进行设计：①构件弯扭程度大的区域，构件沿全截面弯扭，主方向在满足吊装及运输条件下为通长构件，次方向按网格区间断开；②弯扭程度小的区域，通过优化将中心线以外800mm范围内的节点弯扭，中间杆件全部为直段，实现网格之间的构件表面连续。

3.2精确建模
1)读取原设计图纸各控制点的三维坐标，自动生成空间折线模型，通过运算拟合成空间网格曲线。
2)按照设计图纸要求，将构件按不同程度的弯扭进行区域划分，划分为弯扭区与非弯扭区。
3.3定义截面
屋盖构件三维线模型建立完成后，按照设计图纸进行每个杆件截面属性的输入，保证深化设计图纸构件截面与原设计图一致。
3.4实体拉伸
通过两种不同方式拉伸网格实体。对于弯扭区，相交网格线切线形成一个平面，平面外法线作为该节点构件的法向量，通过节点间法向量，按照定义好的截面，沿中心线均匀拉伸节点间杆件形成实体。对于非弯扭区，节点中心线以外各800mm作为节点，节点为弯扭节点，节点间杆件为直段，分段拉伸实体。弯扭节点按照弯扭区作法拉伸，直线段按照原设计给定的中央节点法向量作为全截面法向量，沿直线拉伸杆件形成实体。

4.2人员配置
1)人员组织
深化设计部配置36人，除2位倾问专家指导工作外，其他人员均直接参与设计。并将其中6人派驻工厂和现场进行设计和服务。
2)深化设计人员岗位责任为准确、快捷地完成深化设计工作，由1名经验丰富的高级工程师任深化设计负责人，下设分组，除常规设计外，增加软件开发组和计算分析组，具体人员及小组岗位责任如下：①项目经理、总工程师及副经理负责整个项目深化设计的协调管理及与原设计的沟通联络；②专家顾问组负责重大技术问题的解决和把关等；③驻工厂、现场代表负责工厂加工及现场安装等有关图纸问题的协调、解决及服务，传递现场修改信息，及时递交图纸；④计算分析组负责节点分析计算与优化节点的比对计算，预拱设计、温度应力影响分析等；⑤软件开发组针对本工程结构特点，开发能够直接生成工厂用详图的专用软件，并全程跟踪进行软件功能的修改和完善；⑥详图设计组负责施工详图的设计，工艺标准设计、与工厂的工艺协调，其中审核工程师负责图纸审核。

（略）

[摘要]针对深圳平安金融中心建造过程，采用北斗兼容GNSS接收机进行了施工变形监测，探讨了在复杂施工环境下，数据采集方法及后处理算法，有效解决了因环境因素造成数据质量差而无法高精度解算的问题；同时利用小波变换提取了大楼南北向、东西向和高程方向的自振频率；测定了风荷载下的楼体位移和超高层楼体高度及随昼夜温差引起的变形，为超高层建筑安全施工提供了可靠的数据基础。[关键词]高层建筑；北斗兼容GNSS;变形；监测；应用

内容摘抄：

1工程概况
深圳平安金融中心工程地处深圳市福田中心区，周边建筑物密集，分布有高档商场、住宅及办公区，人流密集。塔楼屋顶高度为597m,地上118层。塔楼中心为“钢骨-劲性混凝土”核心筒，外框由8根巨型钢骨混凝土柱、7道巨型斜撑和7道环带桁架构成，内外筒间通过4道伸臂桁架相连。
2监测方案
由于该项目监测周期较长，采用北斗兼容GNSS技术应考虑总体框架设计，在地面开阔地建立永久控制点。根据现场勘查及相关部门协调，最终选定地面2个基准点，分别位于深圳红树林公园内和项目部办公楼顶，标号为HSL01,XMB02(见图2)。两基准站的周边环境较好，无明显的干扰源。

3结果分析
3.1基准站坐标计算
选择同时段北京、武汉、中国台湾、拉萨等IGS站的观测数据与HSL01,XMB02观测数据进行联合解算，获得两基准站WGS框架下的地心坐标，并将其投影到500m平面上，作为已知起始坐标。
3.2同步环坐标增量闭合差
考虑到楼顶的复杂情况，各监测点接收的卫星信号会受到不同程度的影响，因此将每个监测点分别与HSL01,XMB02基准站构成同步环，即共有8个同步三角形。对每个三角形进行x,y,z3个方向坐标增量闭合差检验，结果如表2所示。由表2可知，x,y,z方向坐标增量闭合差最大值为3.8mm,最小值为0.2mm,均能满足1/(100万)相对误差要求。

4结语
本文依托深圳平安金融中心项目，选择合理的监测方案和数据处理方法，效果良好。综合上述分析，可知北斗兼容GNSS技术的高程精度为6.6mm;风速3m/s时，大楼x方向摆动±1.5cm,y方向摆动±3.5cm;白天和夜间温差8℃时，大楼高度变化1.5cm;大楼结构振动主频在南北方向、东西方向和高程方向分别为0.1711,0.1944Hz和0.1892Hz,可满足超高层建筑施工变形监测的要求，为建筑物后期的运营安全监测提供基础资料和技术积累。

（略）

[摘要]结合工程实例，介绍了支护结构与地下室外墙桩墙合一的支护结构体系，通过排桩相互咬合形成结构自防水，运用多重防水技术形成防水体系，将地下室外墙渗水隐患降到最低。在桩墙间留设排水系统，实现地下室外墙防水防排结合的目的。通过经济效益分析，该方案也取得了较好的经济效益。[关键词]地下工程；高层建筑；支护结构；桩墙合一；防水；施工技术

内容摘抄：

1工程概况
深圳京基金融中心A座主塔楼高441.8m,地下4层，地上100层，建筑面积为60万m2,位于深圳市罗湖区蔡屋围金融中心区，主要功能是甲级写字楼和超五星级豪华酒店（见图1）。本工程占地面积约3万m,基坑深度达22m,地下室外墙总长为858m,共4层地下室，地下室支护主要采用人工挖孔灌注桩与抗拔锚杆相结合的支护结构，支护桩直径为1.2m,间距为1.3m,锚杆长度为22~26m。

2深基坑支护方案比选
目前，深基坑工程支护主要形式有排桩+锚(索)杆、SMW工法桩+锚（索）杆、地下连续墙和桩+内水平支撑等支护结构形式。在工程设计与施工中，除逆作法施工外，基坑工程支护结构与地下室外墙结构都是分离的，是独立的两个结构体系。在逆作法施工中，大多采用地下连续墙，墙体连续，结构形式及受力要求均能满足地下外墙功能要求，采用地下连续墙作为地下室结构外墙又作为基坑支护的工程较多，即二墙合一。在京基金融中心工程中原先设计采用基坑工程支护结构与地下室外墙结构分离的独立结构体系，通过设计优化，也可以采用桩墙合一的支护结构体系。通过分析比较可知，前者成本高、工期长，地下室外墙存在漏水的风险；后者节省工期，地下室外墙可作为支护结构，从而节省成本。故本工程选择桩墙合一的结构支护体系，并通过在支护桩背水面设置防水以及留设排水沟及排水管，同时设置衬墙，解决了地下室支护桩外墙渗水等问题。

3关键技术
3.1支护体系设计
在前期进行基坑支护设计时，应充分考虑支护结构与永久结构的关联性，要求支护设计既要满足现行基坑设计规范及标准要求，确保基坑施工安全，又充分考虑其防水性能及耐久性能，支护寿命与建筑设计寿命保持一致，作为地下室外墙永久工程使用，需要支护设计单位与结构设计单位密切配合。通过提前进行结构节点设计，在支护桩上预埋钢筋，后期与地下室结构连梁连接，两者形成整体共同作用，确保地下室正常使用受力要求及抗震作用受力要求。
3.2堵漏及防水体系
堵漏及防水体系为：①采用“水不漏”等堵漏材料将桩身出现的渗漏点进行封堵，解决明水渗漏问题；②采用渗透结晶型防水材料等刚性防水材料对桩身出现的细小裂缝进行封闭，增强桩身抗渗能力；③采用柔性防水材料对整个支护桩壁进行防水涂膜施工，形成防水加强层。多重防水技术运用形成坚固的防水体系，将地下室外墙渗水隐患降到最低。

4效益分析
4.1经济效益
通过实现支护桩作为地下室外墙施工，不仅改善了地下室外墙防水的性能，使地下室内长期处于干燥干净的环境中，满足地下室车库使用要求，同时由于取消地下室结构外墙，节省大量资源，加快了工程的施工进度，具有长期的综合效益。另外，该技术在京基金融中心工程成功应用，并取得了约507万元的经济效益，如表1,2所示。
4.2社会效益（包括节能和环保效益）
进人21世纪，自然资源消耗、生态环境问题已引起社会各界的广泛关注，因此，必须摈弃传统建设观念，从全生命周期的角度，来衡量建筑业消耗对生态环境的影响。推广应用支护桩与地下室外墙合一施工技术，不仅可以将地下室基坑开挖期间用于基坑支护的支护桩作为建筑的永久支护结构，而且可以实现地下室外墙桩墙合一，减少对社会资源的浪费；同时在支护桩进行背面防水，实现地下室外墙的防水排水结合，简单实用、维护简便，保持地下室的通风干燥，提供干净舒适的地下空间环境。因此，本项目研发的支护桩作为地下室外墙施工技术具有良好的社会效益，符合节能减排的国家政策要求。

（略）

[摘要]以某城市地铁车站基坑工程为背景，借助数值模拟方法和现场实测数据，对深基坑开挖引起的变形及基坑变形控制措施进行了研究。通过对计算值和实测值进行对比，对基坑围护桩的水平位移、沉降以及坑底隆起进行了分析。从围护桩的嵌固深度、支撑位置及刚度、坑底土体加固、坑外隔离墙设置等几个方面介绍了基坑变形控制措施。[关键词]地下工程；地铁车站；深基坑；支护结构；变形；控制措施

内容摘抄：

1工程概况
某城市地铁车站基坑工程，设计起讫里程CK5+367.535一CK5+833.135,车站总长467.2m,总宽18.2~23.1m,站台中心处开挖深度约15.51m,覆土厚度约2.5m。场地周边均为菜地和水塘，最近的居民楼在基坑深度3倍距离以外，对施工的干扰较小；标准段场区内市政管线相对较多，均分布在既有道路两侧。
根据车站地质勘察报告，场地地层由人工填土(Q)、第四系全新统冲积层(Q)、下部为第三系新余群(E,)基岩。按其岩性及其工程特性，自上而下依次划分为：①2素填土，②1粉质黏土，②2粉砂，②21淤泥质粉质黏土，②4中砂，②，粗砂，②。砾砂，⑤，强风化泥质粉砂岩，⑤2中风化泥质粉砂岩，⑤，微风化泥质粉砂岩，各层土质不均匀，风化岩起伏较大。基坑开挖深度范围内地下水主要为赋存于砂砾层中的孔隙潜水，水位变化主要由雨水和江水补给，地下水位位于地表以下4m处。

2计算模型及施工模拟
2.1计算模型的建立
基坑开挖深度16.1m,宽度17.7m,计算模型边界范围宽度取开挖深度的3~4倍，深度范围取开挖深度的2~3倍。故基坑左右边界分别取60m,下边界取35m,考虑模型的对称性后取1/2模型进行计算；网格部分基于15节点三角形单元，计算网格共1025个单元，8586个节点；模型的左右边界采用法向约束，底边采取固端约束，如图1所示。

2.2本构模型与材料参数
在模拟计算中，土体材料按均质弹塑性考虑，本构关系符合莫尔-库仑(Mohr-Coulomb)准则，各土层计算参数如表1所示；支护结构采用弹性本构关系，结构材料参数按表2取值。

3计算结果分析
3.1围护桩水平位移分析
不同开挖深度工况下的桩体水平位移变形如图2所示。由图2可得，在开挖过程中，围护桩的变形发展形态是不同的，第1步开挖后桩体变形基本呈倒三角形，变形近似为一条直线；随着开挖的不断进行，围护桩的变形不断增大，桩体水平位移最大值位置逐渐下移，直至开挖完成后趋于稳定，最后呈两头小中间大的“胖肚”形。

4变形控制措施
对于基坑变形的控制，往往从两个方面来考虑：一是在设计过程中，通过增强支护结构自身抵抗变形的能力以达到变形控制要求；二是在施工过程中，通过改善施工方法、加强施工管理或者采取加固措施等方法来控制变形。在实际工程应用中，一般采用增加围护桩嵌固深度、改变支撑位置、增强支撑刚度、加固坑底土体、增设坑外隔离墙等措施是控制基坑变形首先考虑的方法和关键技术措施。
4.1围护桩嵌固深度
当围护桩嵌固深度分别取6.4,8.4,10.4，12.4m时，围护桩的水平位移及坑底隆起变形分别如图7,8所示。

4.2支撑位置
图9为将第2道钢支撑位置下移0.5m后围护桩水平位移变形。从图中可看出，改变支撑位置前围护桩最大水平位移为21.375mm,位置在11.0m;改变支撑位置后围护桩最大水平位移为21.809mm,位置在10.5m。支撑位置改变前后最大水平位移值有所增加，且发生位置也略有上移。由此说明，围护桩的变形对支撑位置的改变是比较敏感的，在基坑支护结构设计时，支撑位置的设置，除了考虑施工空间外，还应当考虑对基坑支护结构内。

（略）

[摘要]根据软土地区深基坑工程实际，分析得到深基坑施工导致周边建筑物受损的致险因素。构建了相应的事故树结构图并采用失事基坑工程统计频率与级差概率相结合的方法计算了各基本事件的概率。考虑基坑与建筑的几何关系、建筑结构自身的状态以及建筑的老化情况，分别提出了相应的顶事件概率调整系数。通过以上工作形成了深基坑周边建筑安全评价的事故树分析方法。利用该方法对某明挖隧道基坑工程沿线的建筑进行了安全评估，验证了方法的可行性和合理性。[关键词]深基坑；软土；事故树分析；安全评估

内容摘抄：

1基坑周边建筑安全的事故树分析
1.1事故树的结构
如图1所示，事故树是一种用逻辑门连接的逻辑树图，它演绎地表示了事故发生原因及其逻辑关系。事故树从某一特定事件开始，自上而下依次画出其前兆事件，直到获得最初始的前兆事件。被置于顶端的事件称为顶事件；最初始的前兆事件位于终端，称为基本事件；介于两者之间的为中间事件，它既是导致上层事件的原因，又是下层事件产生的结果。下层事件通过逻辑门与上层事件联系，常用的逻辑门有“与”门和“或”门，前者表示下层所有事件都出现则上层事件发生，后者表示下层事件其中一个或一个以上出现，则上层事件发生。

1.2基本事件的概率
文献[6]提出了将失事基坑工程统计频率与级差概率相结合的方法来确定底事件概率的方法。失事基坑工程的统计频率就是从大量基坑事故统计中得出的各责任方所占的比重。按有关部门责任统计分析8]，由设计单位、施工单位、建设单位、勘察单位、监理单位原因造成的基坑事故，分别占所统计基坑事故的47.5%，40.4%，5.5%，4.4%，3.2%。由于宁波地区还未有相关的统计工作，故本节仍采用文献[8]的统计数据；另外，考虑到工程实际情况，将监测单位与设计单位归为一个责任方，将施工单位与监理单位也归为一个责任方，则最终的责任方有4个，分别为设计单位、施工单位、建设单位、勘察单位，它们对应的权重分别为0.475，0.436,0.055,0.044。

1.3顶事件概率调整系数
1.3.1几何调整系数
一般情况下，基坑开挖导致的建筑沉降随建筑离基坑边缘距离的增大而减小〔9)；另外，不同长度桩基抵抗基坑开挖引起的土体变形的能力亦不同。所以由基本事件概率求解顶事件概率时，应根据建筑与基坑的相对位置关系以及建筑桩基础与开挖深度的关系乘以调整系数。宁波轨道交通深基坑坑外地表沉降的统计结果显示[)，基坑开挖的影响范围在4倍坑深范围内，地表沉降最大值约在0.8倍坑深处。考虑地表沉降分布模式接近正态分布[21，定义距离及桩长调整系数为：

2工程实例
宁波市机场快速干道永达路连接线工程位于宁波市海曙区环城西路和苍松路交叉段附近，周边建筑主要以住宅小区为主，同时也涉及部分单位企业如宁波市老年活动体育中心等。由于该工程受用地、城市景观要求及环境问题的限制，最终采用“地下隧道+地面辅道”形式，基坑采用明挖法施工。明挖隧道施工时周边建筑的保护是该工程需要克服的技术难点。

3结语
针对软土地区基坑工程建设中周边建筑安全性评价问题，本文结合软土地区基坑工程现状，构建了基坑开挖导致周边建筑受损的事故树，确定了各基本事件概率取值，并通过引入概率调整系数考虑基坑与建筑的距离、基坑挖深与桩长的关系、建筑结构自身状态以及建筑的使用时间等的影响，使顶事件概率的求解更为合理。利用该方法对宁波市机场快速干道永达路连接线工程周边建筑进行了安全评估，得到如下结论。
1)通过基本事件的关键重要度分析发现，最关键的5个基本事件的责任方都是施工单位，它们是：

4未按要求卸土、未及时设支撑、超挖、挖土过快、支撑走车和未及时浇筑垫层，所以要保证基坑及周边建筑的安全，对施工环节的把控最为重要。
2)顶事件概率计算显示，位于事故概率最高区段的建筑实测差异沉降也多大于其他区段建筑的差异沉降，说明本文事故树分析方法的分析结果是合理的，也说明对这些区段采用严格的变形控制措施是必要的。
3)通过安全等级评定发现，各区段周边建筑的安全等级为三~四级，建筑安全问题都不容轻视，明挖隧道基坑在施工前应根据建筑的安全评估结果进行科学决策，并制定变形控制与预警措施。

（略）

[摘要]西江特大桥是新建广州一珠海铁路复.工工程重点工程项目，水中墩钻孔桩施工采用钢平台。平台功能为钻孔桩、承台、墩身和上部结构施工提供场地及存放施工材料与设备。重点介绍了平台上、下部结构形式，以及深水裸岩条件下钻孔平台的施工方法，包括钢管桩制作及打设，钢护筒制作及下沉，贝雷主梁安装以及上横梁及面板安装。[关键词]桥梁T程；棵岩；平台；设计；施工技术

内容摘抄：

1工程概况
新建广州一珠海铁路复工工程西江特大桥全长6709.53m,本桥于DK73+870一DK75+060跨越西江。桥位处河面宽约1000m,桥轴线与河道基本正交，水流较为平顺，主流偏向右岸，河床由两岸向中间逐渐加深，桥轴线深槽居于右岸，河床高程介于-27.26~2.65m。
特大桥跨西江部分采用(56+5×80+56)m连续梁+（110+2×230+110)m连续刚构拱+(48+80+48)m连续梁，起止墩号133~147号，其中137~145号墩位于河道中。
主桥141~143号墩桩基采用12中2.8m的大直径钻孔桩，顺桥向3排，横桥向4列，桩中心间距5.6m。承台为高桩矩形承台，下承台平面尺寸为21.6m×16m,基础平面布置如图1所示。

2河道水文与工程地质特征
桥址处：过水断面23259.15m2,百年一遇流量47894.01m3/s,流速V主=2.059m/s,百年一遇水位8.854m,施工水位7.134m。河道右岸侧从河床往下分别为淤泥(40kPa)、全风化砂岩(200kPa)、强风化砂岩(300kPa)、弱风化砂岩(450kPa)。143号墩处河床表面无覆盖层，即为强风化砂岩。承台范围内河床面倾斜不平，局部高差达2.5m。
3平台功能及布置
为便于水中各墩施工，达到变水上为陆上施工的目的，特大桥水中墩采用分别自两岸向江中搭设钢栈桥和水上钻孔平台进行钻孔桩施工，栈桥布置在桥位上游，主墩143号平台与栈桥连接成一体。根据历年来的水文资料和设计施工水位确定钻孔平台顶面标高为+9.323m。平台上安放钻机和泥浆循环设备，存放钻杆、钢筋笼、导管和混凝土灌注设备，并能停放混凝土运输车，钻孔平台上设1台50t履带式起重机。根据承台尺寸、围堰尺寸和在平台上存放的材料、设备等确定143号平台的尺寸为33.1m×38m。

3.1平台荷载
50t履带式起重机荷载：钻机荷载；水流荷载，按桥位流速为2.0m/s计算，施工水位7.134m,水深28m;风荷载，最大风压10年一遇为0.3kN/m2,50年一遇为0.5kN/m2。

4钻孔平台施工方法及技术措施
4.1钢管桩制作及打设
钢管桩为购买的成品螺旋焊缝钢管，供货长度为12m,现场焊接接长。钢管桩接头开坡口后焊接，根据水深测定仪测定的河床面在水下的深度，确定每节钢管桩拼接长度。
钢管桩使用专用打桩船打设。沉放前先计算出每条钢管桩的坐标，在两岸大堤上分别布设一条基线，测出基线上的每个观测点坐标位置及高程；然后计算出每根桩上观测点的坐标及交会角，并汇总成表供观测沉桩使用。
打桩船抛锚定位后，起吊钢管并进行定位，依靠锤重和钢管桩重力插入河床面中，然后开动柴油锤打设钢管桩到位。钢管桩逐排打设，一排钢管桩打设完成后再移船至另一排。
钢管桩每天打设完毕后，用[36焊接钢管桩横向剪刀撑联系，以防管桩受水流冲击倾斜或疲劳破坏。每根桩的沉桩作业必须一次完成，不可中途停锤过久。停锤标准以桩尖标高控制为主，最终贯入度作为校核。
4.2钢护筒制作及下沉
4.2.1钢护筒制作
143号墩钻孔桩直径2.8m,采用内径310cm、壁厚20mm的钢护筒。钢护筒在加工厂分节制作，为便于运输每节长度≤12m。

（略）

[摘要]通过对东北大学秦皇岛分校综合实验楼深基坑桩锚支护工程现场试验，研究分析了深基坑开挖过程中桩身土压力、钢筋应力及弯矩的分布和变化规律。研究表明：基坑开挖和锚杆及其预应力施加是桩身内力变化的主要因素，预应力锚杆施加的影响较大；通过桩身钢筋应力反算土压力的大小与实测土压力大小及分布基本一致；实测土压力的大小介于朗金土压力和静止土压力之间。[关键词]地下工程；深基坑；桩锚支护；桩身内力；朗肯土压力

内容摘抄：

1试验基坑的基本情况
本工程为东北大学秦皇岛分校综合实验楼，15层框剪结构，总建筑面积约为35000m2,基坑平面如图1所示，基坑西侧与实验馆距离仅1.2m,北侧为图书馆，东侧为宿舍楼。在勘探深度内，场地表层为近期人工堆填的素填土，老地面以下为棕褐色冲积粉质黏土和黄褐色粉土及沼泽积形成的粉质黏土层，其下为冲洪积形成的细砂和粗砂层，下部为冲洪积形成的圆砾，底部均为太古代混合花岗岩的强风化层。稳定水位埋深为3.75~4.30m,因基坑施工在枯水期，对基坑稳定性影响不大。基坑平均深度7.0m,西侧支护形式采用了单支点桩锚式(两桩一锚)，桩长12m,桩径0.8m。基坑顶部有60kPa附加应力（基坑毗邻3层建筑物，按每层附加应力为20kPa考虑)。基坑开挖过程如下：①基坑开挖2m深，时间为2008-11-21，称其为第1阶段；②在1.7m处加锚杆并施加预应力，时间为2008-11-22,称其为第2阶段；③基坑开挖到设计深度7.0m,时间为2008-11-24，称其为第3阶段。基坑计算剖面如图2所示，土体参数如表1所示。

2桩身内力测试方案
试验选取基坑西侧12,16,20号桩进行钢筋应力测试，本文中分别称其为桩1、桩2、桩3，每根桩临土侧和背土侧钢筋分别布置5个钢筋应力计，布置深度（基坑）分别为2.4,3.7,7,9.2,11.4m,总计30个，在试验过程中发现桩1下侧两个钢筋应力计因未知原因失效，故有效钢筋应力计共28个。

3试验结果分析
3.1桩身钢筋应力随基坑深度的变化
桩身钢筋应力随基坑深度的变化曲线如图3a~3f。图中N侧是指支护桩靠近基坑内一侧，W侧指的是支护桩基坑外一侧。

3.2土压力随时间的变化
土压力随深度的变化曲线如图4a~4c所示。

4结语
1)桩身上压力及钢筋应力内力主要受基坑开挖和锚杆及其预应力施加的影响，锚杆预应力施加的影响较大。
2)冠梁对桩身弯矩特别是桩头部分的影响不可忽略。
3)基坑开挖完成后，桩身内力变化不大，桩身弯矩及钢筋应力零点出现在基坑底部以下；实测土压力与钢筋应力反算得到的土压力值吻合较好，说明可以用钢筋应力测试法反算土压力；朗肯土压力沿桩的深度均大于实测土压力，按此计算内力偏于安全。
4)弹性支点法与极限平衡法对单支点桩锚支护结构内力计算与实测值相比大都较为保守，偏于安全，在基坑底部以上，采用极限平衡法设计比弹性支点法更为经济，而在基坑底部以下则相反。

（略）

[摘要]针对唐山纳潮河2号大桥工程钻孔灌注桩桩基施工存在水文地质条件差、河床底部障碍物多等复杂施工条件，将桩基的遇阻情况分类，并据此提出针对性的解决方案。工程实践表明，不同处理措施提高了工效，有效地解决了桩基遇阻问题。[关键词]地下工程；桩基础；钻孔灌注桩；障碍物；钢护筒；处理

内容摘抄：

1工程概况
唐山市曹妃甸工业区跨纳潮河2号大桥工程位于曹妃甸工业区中部，是连接纳潮河南北两岸的重要交通通道，也是工业区综合服务区南北向的主要生活性城市桥梁，桥梁总长为1015.30m。曹妃甸工业区跨纳潮河2号大桥桥梁桩基采用钻孔灌注桩群桩基础，共计291根，均位于海水中。根据设计，桩径有2.0m和1.2m2种，其中主桥桩长80m,引桥桩长有50,60和70m3种形式。
2水文地质条件
场区地表水为海水，高潮位高程为4.320m(所述高程为曹妃甸理论最低潮面高程基准，下同)，此时水深3.52~19.75m;低潮位高程为0.890m,此时水深0.09~15.92m。场区地下水与海水相通，水位变化主要受涨落潮控制，幅度约在±2.000m,同时围海造地也对地下水位的变化有所影响。
根据钻孔揭露，该场地为中软土，地层结构简单，主要由第四系沉积物组成：场区水中的地层以粉土、粉质黏土及粉砂、淤泥为主。在勘察过程中于河床底部发现木头块，据考证该木块为早年沉船遗骸。此外河床底部还有孤石、海上废弃物以及自来水管等障碍物，给桩基施工带来较大困难。
3关键施工技术
本工程桩基础采用钻孔灌注桩，共计291根。桥台处桩径120cm,其余桩径200cm。主桥桩长100m,桩端持力层为粉质黏土，引桥桩长70m,桩端持力层为粉砂土。
本工程中有多根桩基（包括钢护筒）遇到水下障碍物，严重拖延施工进度。分析研究了各个遇阻桩基的问题，并依据障碍物不同，将桩基遇阻情况大致分为以下2种：①钢护筒埋设时遇阻；②钢护筒埋设完毕，桩基在钻进过程中遇阻。
3.1钢护筒埋设时遇阻
在海上钻孔灌注桩施工过程中，常埋设钢护筒来稳定孔壁，固定桩位。因此钢护筒埋设成功与否直接影响桩基施工的成败。图1所示为钢护筒在埋设过程中遇障碍物阻挡的2种情形。其中图1a是钢护筒埋设正面遇障碍物阻挡，导致钢护筒无法埋设；图1b是钢护筒侧面遇障碍物阻挡，导致钢护筒底口产生较大变形，使得在后续钻桩过程中钻头无法通过，不能顺利钻进。

3.2桩基钻进时遇阻
钢护筒埋设完毕后，在上其端划“十”字线定出桩位中心，调整安置回旋钻机，并且找平稳固，使桩位中心、钻头中心和钻头起吊滑轮缘在同一垂线上，确保桩位中心与设计偏差≤5cm。

4模板及支架拆除
按照配板设计的规定进行，先拆除安装配件，松动支架后支座，后松动埋件部分。拆除分段相邻模板间连接螺栓和加强钢板连接件，旋转调节丝杆支腿使模板与墙面脱离，如有吸附，可轻轻撬动模板下口，拆除后将每段模板及支架推向下一流水段继续拼装施工。

（略）

[摘要]深圳机场3航站楼项目共分为一、二两个标段，通过介绍一标段的施工总承包管理单位的管理架构及职责，阐述本工程总承包管理的特点。项目通过在进度管理、质量安全文明施工管理、协调管理、技术资料管理等方面采取不同的管理手段，有效履行了总包管理职责，完善了总包管理职能。[关键词]机场；航站楼；项目管理；总承包管理；施工总承包

内容摘抄：

1工程概况
深圳机场T3航站楼工程是深圳建市以来单体面积最大的公共建筑，总建筑面积45.1万m,地下2层、地上5层，主楼屋面最高点标高45.8m。其以海洋生物魔鬼鱼为设计雏形，建筑造型新颖，极具动感性。工程主体结构采用钢筋混凝土框架结构，主楼中心区屋顶采用钢网架结构，支撑结构采用钢结构，外围护结构采用蜂窝状幕墙。建成后将与香港机场、广州机场、澳门机场、珠海机场形成一个规模宏大的珠三角机场群，为深圳增添一个海、陆、空交通一体化的全新国际机场（见图1）。深圳机场T3航站楼共分为一、二两个标段，根据合同规定，中国建筑股份有限公司负责整个T3航站楼工程的总承包管理，同时承担一标段的施工总承包。
2总承包管理模式
根据合同要求，T3航站楼施工管理需建立总承包管理模式，即由一标段承包商组建总承包管理机构，对一、二标段行使总承包管理职能，其机构简称为总承包管理部。
总承包管理部由一标段承包商组建，岗位设置和管理人员完全独立设置，负责实施包括一标段及二标段对外协调配合及合同范围内针对一标段与二标段要求的总承包管理内容，确保T3航站楼整体施工顺利进行。
2.1管理架构
在总承包管理部下，一、二标段组建施工总承包管理机构，对标段内的直接承包工程（一类工程）和专项承包工程（二类工程）进行管理、协调和配合，其机构简称为一（二）标段施工总承包项目经理部（见图2）。

2.2管理职责
1)合同管理
总承包管理部将依据工程的进展需要，及时向业主提出专业承包人进场时间，供业主决策。在业主对专业分包人招标过程中，积极配合业主向来投标的专业承包人介绍工程及工地的实际情况，协助业主技术标询标工作。在决标后的合同谈判过程中，根据总承包合同将业主及总承包管理人对专业分包的要求写入合同，作为专业承包人在施工过程中执行合同的依据。每月对承建、单位进行考核，并作为工程款支付考核条件之一。

3总承包管理实施
项目人员进场后，为全面履行总承包管理职责，多次开会研究，确定实施思路。
3.1树立管理总包意识
本工程的施工总承包主要在于施工过程的管理，本工程总承包管理部职能主要是保证工程质量、确保合同工期、规避施工过程中的风险、协调一、二标段和专业分包施工单位的施工，并为专业分包施工单位提供和创造必要的施工条件等。
项目部通过会议等多种形式，不断灌输总承包管理理念，树立全体员工总承包管理的团队意识。总承包管理部人员代表业主实行总承包管理，必须把业主的利益放在首位，不能只顾一标段施工单位的利益，改变长期以来养成的思维模式。各项管理工作如技术、质量、安全、商务等向专业分包单位延伸，掌握专业分包单位的工作情况，提出总承包管理的目标和要求，进行全方位的过程控制。
3.2注重方法形成制度
总承包管理部在管理过程中需注重管理的方法和手段，并形成一定的管理制度，使管理更加有效。

4结语
从施工总承包到总承包管理也仅是跨越的第一步，因为在国际上，总承包的范围已经超出过去单纯的工程施工和安装，延伸到投资规划、工程咨询、国际融资、采购、技术贸易、劳务合作、人员培训、指导使用、项目运营维护等涉及项目全过程、全方位服务的诸多领域。谁能快速适应市场的变化，站在引导行业发展的制高点，谁将获得有利竞争 地位。

（略）

[摘要]针对深圳平安金融中心超大直径挖孔桩，提出了一系列措施降低其对周边建（构）筑物尤其是地铁的影响，如坑内高喷法及基岩裂隙帷幕灌浆法形成组合止水帷幕、加大挖孔桩护壁刚度、优化工序以及加强超深基坑支护体系的保护等，有效控制了地铁结构的变形。分析了巨型挖孔桩的施工特点和推点，详细介绍了巨型挖孔桩的成孔施工技术、巨型钢筋笼制作技术及桩芯大体积混凝土的温度控制及温度监测技术。[关键词]地下工程；高层建筑；桩基础；组合止水帷幕，监测

内容摘抄：

1工程概况
深圳平安金融中心工程总用地面积18931.0m2,场地内拟建一栋超过600m的超高层建筑，设5层地下室，基坑开挖深度最大33.8m,属超深大基坑。基坑的支护形式采用钻（冲）孔灌注桩+4道环形支撑+2道锚索，桩间高压摆喷与旋喷作为止水帷幕。基础采用挖孔桩，大部分由桩径1.4~2.0m扩底桩组成，另有8根桩径8.0m(开孔直径9.5m)的巨型桩和16根桩径5.7m(开孔直径7.0m)的超大直径桩，桩基平面位置及周边环境如图1所示。
2工程地质条件
挖孔桩开孔面层土即为全风化花岗岩，其下分别为强风化、中风化、微风化花岗岩。花岗岩各风化带内所赋存的地下水属基岩裂隙水，受节理裂隙控制，且与上层潜水有明显水力联系。后经2010年11月下旬基坑底塔楼基岩深层抽水试验查明，裂隙水具有较高承压水头，实测高达22m,强风化和中风化层的混合承压水渗透系数为2.75m/d,地下水影响半径为237.7m,预测坑底涌水量≥418.93m3/d。
3巨型挖孔桩施工主要特点及难点
1)桩径大，开挖深度大。桩径最大达到8.0m(开孔9.5m),开挖深度从深约30m的基坑底往下还需挖20~32m至微风化花岗岩。巨型桩的开挖成孔难度大，单桩土方量大，并存在桩群开挖的相互影响，成孔过程自身的稳定问题及对基坑支护体系、周边环境的影响大。
2)巨型桩施工临边防护难度大。巨型桩桩径达8.0m,临边周长达25.12m,是深基坑中的深基坑，而挖孔桩成孔施工属于临边施工，给临边防护提出了极大安全挑战。
3)巨型桩钢筋笼制作复杂。每桩有3个钢筋笼，主筋直径大、质量大，尤其是桩中心的钢筋笼直径可达4m,距离护壁达2m,而空桩达6m,给孔内钢筋笼制作提出了巨大的安全与技术挑战。

4巨型挖孔桩施工技术
4.1地铁及基坑等周边环境保护措施
1)止水 ①桩基施工前，针对不同土层的岩层性状，在坑底采取上段覆盖层高喷法、下段基岩裂隙帷幕灌浆法的组合止水帷幕；②在基坑周边布置回灌井，尽量恢复和维持坑外地下水位。
2)加大挖孔桩护壁刚度 ①桩超前沿护壁周围布设2排超前微型桩，梅花形布置；②成整体第1模护壁和微型桩一起浇筑，顶部设置加强型冠梁；③早支护护壁及冠梁采用C45早强混凝土；4.2巨型挖孔桩成孔技术
由于巨型桩集中在塔楼区域，间距密，而现场又存在内支撑及密布的立柱，施工空间有限，故仍采用提升圆桶及电动葫芦架，并在孔口设置操作平台，如图2所示。

（略）

[摘要]在现场观察和监测的基础上，分析了土公岭隧道洞口段大变形的特点。根据隧道的地质、地形条件及施工工艺特点，分析了该段隧道的变形破坏机理。结果表明，隧道词口段大变形的产生是多种因素共同作用的结果，各因素既对隧道稳定性产生直接影响，又通过相互作用形成整体效应，加速了衬砌的变形破坏，极大缩短了大变形的产生过程。结合研究成果，提出了针对该大变形段的防治措施，监测结果证明，该措施效果良好。[关键词]隧道工程；软岩；偏压；洞口段；变形；防治措施

内容摘抄：

1工程概况
在建土公岭隧道全长1014m,洞轴线走向方位角约240°~260°，设计速度80km/h。隧址区位于扬子克拉通北缘和秦岭一大别造山带的交接部位，地形上为低山斜坡地貌，受多期次、多阶段的变质作用和岩浆活动的影响，地质构造复杂，断层、褶皱构造发育。隧道进口洞口浅埋段长50m,最小埋深仅为1.5m。仰坡自然坡角为31°，坡向为60°，与隧道走向斜交，仰坡高度10~20m。上覆碎石土，厚0.5m。下伏强风化元古界武当群绢云母片岩，岩层产状10°∠64°，坡向和岩层倾向近于垂直相交，边坡较稳定。
2进洞方式
2.1洞内支护设计
隧道设计为小净距双向四车道，隧道净宽10.25m,净高5.0m,采用R-550单心圆曲墙式衬砌。进口洞口段YK153+262-YK153+285(洞口桩号YK153+262)设计围岩级别为V级。采用φ108×6热轧无缝钢管超前大管棚作为超前支护措施，管棚加固段长度为30m;在隧道中间岩柱一侧采用6m中空注浆锚杆，山体一侧采用3.5m中空注浆锚杆，间距均为60cm(纵)×120cm(环)，梅花形布置；C20喷射混凝土厚度26cm;中8@200×200钢筋网；I20a钢拱架，纵向间距60cm。
2.2洞口仰坡设计
土公岭隧道谷城端洞口采用右线1：0.5，左线1：1坡率进行修坡、防护。洞口临时仰坡采用喷锚防护，参数为：10cm厚C25喷射混凝土；3m长砂浆锚杆间距1.0m×1.0m;中8@200×200钢筋网。在祠口仰坡坡顶设置洞外截水沟，与路边天然水沟相接。

3变形机理
3.1地质因素
洞口仰坡上覆0.5m厚的碎石土，结构松散，渗水性好，力学性能差，抗剪强度低，遇水易软化。下伏强风化的武当组群绢云母片岩，强度低。通过X衍射试验检测，片岩中的黏土矿物含量高达52%，在遇水情况下，极易发生软化，属于典型的软岩。通过室内岩体物理力学性质试验，得出该区片岩的单轴抗压强度与含水量关系为：当含水量由0.34%增加到2.15%时，绢云母片岩抗压强度由28.5MPa减小到3.21MPa。而在反复浸润-风干作用下，岩石更容易发生崩解破坏，强度大大降低。根据对在该套岩层中修建隧道的实践经验和相同围岩级别的硬岩隧道相比，该套岩层隧道具有“变形量大，变形速率高，难收敛，难支护”的特点。运用相同的支护参数，该套围岩的变形量要远大于相同围岩级别的硬岩隧道。

3.2地形因素
土公岭进口仰坡地形上为左厚右薄。纵向（走向)坡度最大可达35°，存在地形偏压。在隧道开挖扰动下左洞仰坡上方土体产生纵向开裂，形成滑面，向右侧滑移。右洞仰坡受纵向坡体的挤压作用，产生附加应力σ1,03。对于仰坡内部岩土体可近似看成：略
(2)式中：K为仰坡土岩体的侧压力系数，由于软岩具有塑性特征，4较大，K,σ3也相应较大。σ，方向与纵向坡体滑移方向垂直，使右祠仰坡体内形成纵向的张拉应力，极大降低了坡体的安全系数（见图2）。
根据地表监测数据，左洞5~7号测点变形量较大，且变形规律与右洞地表测点变形规律一致。右洞靠近纵向坡体测点的位移量要明显大于远离坡体的测点。纵向坡体的下滑对隧道右洞仰坡稳定性存在影响，如图3所示，而仰坡下滑产生的牵引、冲击作用，是引起隧道洞身变形破坏的重要因素。

4防治措施
4.1应急措施
大变形初期采用20a为临时支撑，但变形仍然持续发展，工字钢发生变形扭曲。因此，在拱脚处打人4m长中42mm注浆小导管锁住拱脚，进行下导落底及仰拱初期支护成环施工，使初期支护成环，并施作底板及边墙，更好地稳固山体。用8mm厚钢板制成Φ325mm钢管支撑拱顶，两侧焊接20a支撑拱腰，共布设5排，间距1.5m,排与排之间用中22钢筋连接初期支护。
对于地表裂缝，用黏土回填，夯实封闭，对松散脱落的混凝土进行清理，重新喷射混凝土封闭，并对下沉开裂处采用防水土工布覆盖，防止雨水人渗。
4.2处理措施
4.2.1仰坡处理
对洞顶地表进行小导管注浆，采用长4.5m,中42mm小导管，注浆液采用水灰比1：1水泥浆，注浆压力0.5~1.0MPa,稳固围岩。对于纵向滑坡体，采用喷锚护坡。喷锚护坡参数与右洞仰坡设计护坡参数相同。

（略）

[摘要]以旦架哨3车道浅埋软岩隧道为背景，采用有限元法对上下台阶法施工过程进行了三维模拟，分析了地表、横断面和纵断面上的位移响应规律，结果与现场实测吻合较好。研究表明：隧道地表变形近似为槽形，且主要由上台阶开挖引起；对围岩变形的影响当前段开挖最大，之前段次之，之后段最小：变形主要分布在拱顶附近，且梯度集中在洞周3~5m施工量测结果一般小于数值模拟结果，宜进行放大修正以弥补之前段开挖的影响。[关键词]隧道工程；软岩隧道；围岩；位移；数值模拟

1工程概况
旦架哨隧道位于京珠高速公路粤境南段翁城一太和段，为上、下行分离式隧道，左线长735m,右线长785m。该隧道为3车道高速公路隧道，V级围岩中开挖最大宽度16m,断面面积153.05m2。隧道埋深为21~38m。隧道围岩为V,V级，其中V级围岩长约480m,约占总长度的60%。旦架哨隧道V级围岩段岩体稳定性差，隧道拱顶部采用32mm超前注浆小导管加固后，采用上下台阶法掘进。用于数值模拟的目标断面根据设计施工图纸资料，取埋深最大的一处V级围岩考虑，其里程桩号为右线K151+620.2一K151+668.2,最大埋深32.5m。三维弹塑性数值计算根据此段地质参数、地形实态建模。
2隧道施工过程模拟
2.1模型建立
根据隧道勘察设计资料，隧道跨度B=16m,高度H=9m。一般来说，隧道围岩位移开挖影响范围在距隧道中心3~5倍开挖宽度[41。因此，地层模型的横截面方向取80m(5B),竖直向上取至地表(埋深)32.5m,竖直向下取30m,隧道轴线方向取48m(3B)。模型左右、前后和下边界均设为法向位移约束，上边界自由，按自重应力场考虑如图1所示。

2.2开挖过程模拟
隧道开挖进尺为2m,上下台阶开挖面距离也为2m,如图4所示。施工过程模拟如下：形成自重地应力场→第1段(0~16m)开挖，释放荷载30%→第1段初期支护，释放荷载70%→第2段(16~18m)上台阶开挖，释放荷载30%→+第2段上台阶初期支护，释放荷载70%→第2段(16~18m)下台阶开挖，释放荷载30%→第2段下台阶初期支护，释放荷载70%→第3~9段(18~32m)开挖、初期支护与荷载释放的对应关系同第2段→第10段(32~48m)开挖同第1段→全断面施作二次衬砌(0~48m)。计算步中，奇数计算步为释放开挖面荷载30%,偶数计算步为释放开挖面荷载70%，荷载步为4的倍数是开始上台阶开挖的时刻。

3模拟结果分析
3.1地表沉降响应分析
旦架哨隧道属于典型的浅埋大断面软岩隧道，全部洞段(48m)开挖、支护结束后，地表最终沉降分布如图5所示。开挖对地面变形的影响显著，地表沉降呈现以拱顶为中心的中间大、两头小的槽形，且主要集中在距中心20m的范围内。

3.2横断面位移响应分析
隧道轮廓面上各特征点位移随开挖步的变化如图7所示。可以看出：①径向位移受前后一个开挖步距的影响最大，产生的位移约占总位移量的2/3;②径向位移以拱顶变化最为显著，拱底次之，拱腰和拱脚相对变化较小（完成全部洞段开挖后的等值线如图8所示)，由此可见软岩隧道施工中的位移监测应以拱顶作为主要控制点；③拱底部位向上隆起的位移需尽快施作仰拱加以控制，这也是在软弱围岩隧道施工中加设仰拱的主要原因之一。

4现场实测结果对比分折
选取数值模拟中的目标断面(K151+644.2)进行拱顶沉降和拱腰水平收敛监测，与数值模拟结果的对比分析分别如图11,12所示。可以看出：①实测结果的变化规律与数值模拟基本相似，且最后都趋于定值，这表明围岩整体上处于稳定。②实测值与对应开挖步计算值间的差值近似为一定值，且拱腰收敛变形差值小于拱顶沉降。造成实测结果与数值模拟结果间这一近似恒定差值的原因是：由于监控量测是在本段开挖以后进行，即不能测出前段开挖产生的位移。若计人这一差值实测曲线与计算曲线侧基本重合，这表明三维数值模拟结果正确可信。这也说明，由于新奥法隧道施工量测不能获得前段开挖对围岩位移的影响，应在本段开挖后及早进行量测，且量测结果宜按百分比放大以考虑隧道前段开挖的影响)。

（略）

[摘要]目前常用的弹性抗力法在计算基坑开挖引起的变形时，只能考虑围护桩（墙）在土压力作用下产生的变形，没有反映软土中深基坑开挖的坑底隆起变形及其引起的围护桩（墙）变形和坑外土体沉降。已有的实测结果表明，软土桩深基坑开挖产生的坑底隆起变形及其引起的支护结构和土体的附加变形较为显著，因此，软土中的深开挖引起的隆起变形及其工程效应不容忽视，并应采取针对性措施予以控制。[关键词]软土；深基坑；弹性抗力法；隆起变形

内容摘抄：

1软土地区基坑工程变形特点
近年来，软土地区深基坑开挖深度最深已超过40m,也存在大量开挖深度20~40m的深基坑和超深基坑[)。例如，上海地铁4号线修复工程深基坑开挖深度接近41m,上海世博地下变电站基坑开挖深度接近34m,天津站交通枢纽地下换乘中心地下4层部分的大面积基坑开挖深度达30m,部分达32.5m,天津于家堡交通枢纽基坑开挖深度达29.5m等。
然而，工程技术人员在计算支挡结构变形时，常采用弹性抗力法等，如图1所示，这些方法仅考虑水平向土压力引起的支护结构的水平受力和变形。当基坑开挖深度不大时，也许不会产生很大误差。随着基坑开挖深度的增大，特别是在软土地区深度达20~30m的深基坑，甚至30m以上的超深基坑，因土方开挖而引起的坑底竖向回弹变形可达数厘米甚至超过10cm,其工程效应（包括对围护结构的内力与变形、坑外地面沉降、邻近建筑物、道路及地下管线设置以及坑内工程桩的影响)不能随意忽咯，有时必须采取措施加以控制。

2深基坑隆起变形的构成与影响因素
深基坑的开挖导致基坑底土体隆起主要由以下4方面原因。
1)由于土体开挖，由开挖面以上土产生的自重应力被释放，致使坑底土产生御载回弹。由于地下连续墙、排桩等对土体回弹的约束，在基坑角边处隆起量最小，基坑中央的隆起量最大，坑底隆起呈反扣锅底形。
2)基坑开挖后，支挡结构向基坑内侧变位，被动区土体类似三轴拉伸状态，由此产生被动区土体的三轴拉伸剪切变形，造成坑底隆起。这部分造成的坑底隆起变形分布如图3所示。坑底隆起最大点不在基坑最边缘也是因为地下连续墙、排桩等对土体伸长变形的约束。地下连续墙或排桩的抗弯刚度越小、入土深度越小；水平支撑与坑底的距离越大，被动区土体因剪切变形而引起的坑底隆起变形越大。

3深基坑隆起的工程效应
3.1在既有地下隧道邻近或上方开挖基坑随着城市建设项目的数量和规模的迅速增大，常会出现在已运行地铁区间隧道之上的基坑开挖问题，基坑开挖产生的坑底隆起必然会引起基坑下放的隧道发生上浮、挠曲变形，并产生附加应力，如变形大时会造成隧道开裂、漏水并影响地铁正常使用。地下铁路隧道作为现代城市的交通命脉，其安全性
极为重要。英国伦敦地铁有限公司编制了严格的控制标准保护地铁3，包括隧道的容许位移、容许内力及桩基施工时隧道与工程桩的最小净距等。我国上海地区也制定了隧道的变形标准4)：①隧道的竖向与水平位移≤20mm;②隧道最大上浮位移≤15mm;③隧道纵向变形曲率应<1/15000；④相对变形≤1/25000。因此，基坑开挖过程中如何保护已建隧道的安全运行成为岩土工程领域面临的一个难点。

3.2坑底隆起引起的盖挖逆作法墙、柱竖向变形天津站交通枢纽工程地下换乘中心基坑面积达25000m2,基坑深25~28m,地下4层部分深度达30m,其中1,2标段采用盖挖逆作法，3标段采用半盖挖逆作法，4标段采用明挖法的围护设计方案进行施工。
本工程1,2标段总体围护结构地下连续墙采用两墙合一，通过与土体地下结构内部水平梁板构件的有效连接，不再另设地下结构外墙。地下连续墙厚度按照相关规范要求，结合地下结构外墙在不同阶段下裂缝宽度控制、抗渗等级等方面的使用要求，以及周围环境和基坑开挖水平位移的控制要求等因素进行计算，最后确定本工程地下连续墙采用800mm和1200mm两种厚度，地下连续墙墙深有43,48,53m。

4结语
对软土地区深基坑开挖引起的基坑内外变形及支护结构变形间的关联性进行分析，对软土中深基坑的隆起变形及其工程效应进行讨论，得出如下结论与建议。
1)软土中深基坑开挖可产生显著坑底隆起变形。深基坑开挖引起的基坑内外变形与支护结构变形间存在关联性，控制其中任意一种变形时，应考虑各变形之间的关联性并制定综合性措施
2)深基坑开挖可引起既有地下隧道的上浮和挠曲变形，严重时导致隧道开裂漏水并影响正常使用。需通过减小基坑底面以下土的回弹量减少隧道上浮。

3)软土中深基坑开挖可引起基坑支护结构及采用盖挖逆作法施工时的地下结构产生显著的竖向位移，从而引起中间柱间、柱墙间的差异竖向位移，可在结构中产生附加应力。
4)软土中深基坑开挖可引起基坑底面以下工程桩产生拉应力，当工程桩竖向钢筋配置较少或钢筋笼较短时，有可能导致桩身开裂或断裂。因此，在确定桩身配筋时要对此予以充分考虑。此外，基坑开挖引起的坑底回弹的工程效应还可能包括对桩的竖向刚度、沉降等产生影响，由于篇幅所限，不一一详述。

（略）

[摘要]软岩的时间效应是其力学性质很重要的一方面，由于软岩的流变，在隧道开挖过程中会导致变形过大。为了研究软岩地质条件下隧道开挖的力学效应，从软岩的性质入手，在室内蠕变试验的基础上，提出了软岩的计算模型，并选用了恰当的本构关系。通过确定的本构模型进行数值建模计算，得到了软岩隧道在开挖过程中考虑时间效应和不考虑时间效应两种情况的应力应变云图，并作分析。将隧道在开挖过程中的现场实测数据与数值模拟的结果进行对比，考虑时间效应的数值模拟计算值与实测值较为接近，验证了选用模型的正确性。[关键词]隧道工程；软岩；流变；施工力学

内容摘抄：

1岩石单轴压缩蠕变试验
1.1试验仪器和试验方案
为了对上述问题进行研究，本文选取遂道的岩块进行试验，根据蠕变曲线选取适合的蠕变本构方程得到相应参数进行求解，为后面的理论分析提供理论依据。本次单轴压缩蠕变试验采用GDS三轴试验仪。GDS三轴试验仪的优点就是它能够很好实现用户的预算和技术要求，比较先进的仪器设备。该设备既可以做土的相关试验，也可以做岩石类的试验，但是需要做相应的改装，并实现生产。本文采用5个加载等级分级加载，分别取加载荷载大小为：9.5,15.5,21.5,27,32kN。

1.2试验结果分析
本文采用的软岩试样单轴蠕变试验的加载方式为分级加载其试验结果如图1所示。稳定蠕变和不稳定蠕变是岩石随着对其加载力大小而发生的，这是根据试验阶段的试验设计确定的。而最终岩石得到的蠕变曲线可以根据加载应力和临界应力的比较分为若干阶段，当前者大时可以分为3个阶段加速蠕变、城速蠕变、等速蠕变，当前者小时可以分为两个阶段诚速蠕变和等速蠕变。通过本次的试验结果可以知道该岩石试样最终表现出两个阶段，这正是因为加载值较小的缘故，所以这就为后文模型的采用提供了试验依据。

2软岩隧道施工力学效应研究
2.1数值计算模型及计算参数
建立的数值模型如图2所示。可以看出，该隧道是偏压隧道，由于偏压的存在，将会导致该隧道在开挖过程中表现出不同的受力和变形特征。

2.2模型参数的确定
模型基本力学参数如表1所示，模型支护结构参数如表2所示，围岩蠕变计算参数如表3所示。

3结语
本文主要是针对在具体遂道施工过程中遇到的较差地质状况时的软岩进行研究，通过室内试验和现场勘测，以及数值模拟对软岩的流变性质进行评价，得出软岩条件下隧道开挖的一些基本参数，可以得出以下结论。
1)通过室内试验的相关数据，得到相关蠕变数据，利用这些数据以及变化趋势，选择了合理的蠕变本构模型。
2)通过提出的蠕变本构模型，算出数值模拟需要的相关参数，以备数值模拟计算所采用。
3)以具体的偏压隧道工程实例，建立三维数值计算模型，在考虑时间因素的条件下，分析了拱顶沉降和周边收敛的变化情况。
4)利用所提出的本构模型，在考虑时间的前提下计算特定断面的拱顶沉降和周边收敛，与实际检测数据进行对比，既验证了模型的正确性，又得出在软岩施工过程中考虑其围岩的流变特性的重要性的结论。

（略）

[摘要]以某软土地区盾构区间工程为背景，研究分析了软弱土层盾构侧穿建筑物主要施工参数，总结了穿越期间沉降控制辅助施工措施。结果表明：盾构穿越建筑物期间土仓压力应考虑建筑物引起的附加应力的影响，适当增加土仓压力以保证开挖面稳定。通过建筑物沉降监测数据分析，穿越期间建筑物安全稳定，其沉降主要发生在盾尾脱出48以后，应结合沉降发生的时间规律采取一定的沉降控制措施以减小建筑物累计沉降量。[关键词]隧道工程；盾构；沉降；控制

内容摘抄：

1工程概况
某软土地区盾构区间隧道管片外径6.2m,内径5.5m,环宽1.2m,采用外径6410mm土压平衡盾构机掘进，管片采用错缝拼装技术。线路最大纵坡为19%o,最小纵坡11%0，最小曲线半径300m,区间隧道覆土厚度为16~22m。该区间土层以粉质黏土、粉土、粉砂层等为主，土层物理力学参数如表1所示。右线在48~57环时侧穿建筑物，隧道轴线与建筑物夹角为17°。该建筑物建于20世纪90年代，为4层砖混结构办公楼，建筑平面为矩形，长29.37m,
宽13.12m,层高3.0m。楼盖大部采用预制钢筋混凝土圆孔板，局部采用混凝土现浇板。平面及剖面关系如图1,2所示。
2盾构推进参数选择
盾构下穿建筑物施工时，推进参数的选择很重要。影响地层稳定的参数主要包括土仓压力、推进速度和出土量、同步注浆等参数。合理确定推进参数是保证盾构下穿建筑物安全的重要措施。
2.1土仓压力
盾构掘进过程中，合理确定土仓压力是控制地层移动的关键。土仓压力的设定应考虑土层渗透性、重度、埋深等参数，下穿建筑物时尚应考虑其楼体自重产生的附加应力影响。根据经验，实际推进过程中应使土仓压力稍高于理论计算值，一般取静止土压的1.2~1.3倍。掘进过程中，取土仓压力为0.25~0.27MPa,并根据建筑物监测情况及时调整。
2.2推进速度和出土量
研究表明，土压平衡盾构真正的平衡状态是出土率的平衡，即盾构刀盘切削的天然状态土量等于盾构排出的土量。若推进速度和出土量不协调，开挖面土体会出现失稳现象，土仓压力也难以稳定，对建筑物沉降控制不利。根据试验段推进情沉及以往工程成功经验，确定穿越建筑物时推进速度控制在25~30mm/min,出土量控制在40m3/环以内。

3沉降控制辅助措施
盾构推进过程中，控制好推进参数的同时应采取一些辅助施工措施，以控制建筑物沉降，主要包括径向注浆、二次注浆等措施。
为防止盾构穿越建筑物时在盾体上方出现地表下沉，应在盾构机盾体中径向注浆孔处加入膨润土，以起到填充刀盘与盾体间空隙及减少盾体与土体间摩擦力的作用。注入点位为2,14点位置。膨润土注入量为1m/环，可根据地面监测情况适当进行调整。
盾构通过后，为减小建筑物的后期沉降，在隧道内进行二次注浆，采用双液浆，注浆压力控制在0.6MPa内，注浆量随注浆压力进行控制，持续注入。考虑到对盾尾的影响，以及注浆影响范围，二次注浆位置选取在盾尾后5环以后的位置。

4沉降监测分析
4.1测点布设及监测频率
本工程左线隧道轴线距建筑物23.4m,对建筑物影响较小，可不考虑，故只需研究右线施工的影响。沿建筑物周边外墙上布设沉降观测点，共设置了11个沉降测点，如图1所示。右线隧道从建筑物角部穿过，加上建筑物年代久远、基础埋深较浅、结构类型简单，施工时应重点监测建筑物不均匀沉降，以防止房屋出现开裂等影响安全的情况发生。
在刀盘进入建筑物影响范围前取得稳定的初始值，在刀盘距建筑物30m时开始监测，其中穿越期间按4/次的频率进行，建筑物沉降基本稳定后按12h/次进行。
4.2信息化施工
穿越期间必须做到信息化施工，监测人员对测量到的数据及时分析整理后提供给盾构技术人员，技术负责人根据监测数据确定调整掘进参数，并根据预案采取相应的沉降控制措施，确保建筑物安全。

4.3数据分析
通过对监测数据的整理，得到盾构穿越期间建筑物沉降变化情况。选取代表性的测点，分析研究盾构施工过程中建筑物沉降变化过程。

（略）

[摘要]预应力锚索加固作为一种重要技术手段，在边坡工程及滑坡治理中使用最多，多见于水平或水平向下施工，隧道内竖直向上施工锚索不多见。以贵昆线乌蒙山2号隧道为例，对软岩隧道拱部采用预应力锚索支护进行研究。对预应力锚索施工难点进行了分析，介绍了锚索的布设和施工工艺流程。从向上钻孔技术、锚索制作安装、向上注浆技术、浆液配合比，偏载预防技术等方面对软岩条件下隧道内锚索竖直向上施工技术进行详细介绍。[关键词]隧道工程；软岩；锚索；钻孔；注浆；施工技术

内容摘抄：

1工程概况
乌蒙山2号隧道出口段四线车站隧道，是改建铁路贵昆线六盘水一沾益段增建二线的重、难点工程。隧道中心里程为DK282+220,全长12260m,为全线最长的隧道，是全线的控制性工程。该隧道位于六沾铁路贵州省境内。隧道出口段扒挪块车站伸入隧道，DK287+778一DK288+350段形成四线车站隧道，长572m;其中DK287+778一DK287+812段为双线隧道至四线隧道过渡段，长34m,DK287+812一DK388+350段538m为四线隧道段。四线隧道范围最大开挖宽度达28.42m,最大开挖面积为354.33m2,此两项指标均为目前软岩单跨交通隧道的世界之最。
2工程地质条件
该段线路属于云贵高原中部，构造剥蚀低中山地貌，段内上覆第四系全新统崩积(Q)碎石土、坡残积(Q"+)粉质黏土，下伏三叠系下统飞仙关组(Tf)泥岩夹砂岩。段内为单斜岩层构造，未见构造形迹。岩层产状N50°W/60°NE,风化型节理极发育，岩石被切割成碎块状，多属密闭型节理。主要节理产状有：N50°E/65°SE,N35°W/35°SW,N30°E/61°NW,N17oW/28°SW。

3锚索的布设
本工程在浅埋段和深埋段的V级围岩衬砌中，拱部临时竖撑处每个断面设置3道锚索，每道锚索由4×中15.2高强度低松弛全喷涂环氧树脂型的无黏结钢绞线制作，锚索长度为21m,钻孔直径为115mm,预应力为500kN;在上台阶、中台阶和下台阶的分界处各设置2道锚索，每道锚索由4×中15.2高强度低松弛全喷涂环氧树脂型的无黏结钢绞线制作，锚索长度为21m,钻孔直径为115mm,预应力为500kN。锚索布置形式如图1所示。
4预应力锚索施工难点分析
4.1成孔
围岩软弱、破碎是导致竖直向上锚索施工成孔难的主要原因。传统施工时主要是向下钻进，钻孔时破碎岩体在孔底部被挤压与周围岩体挤密后成孔，但竖直向上钻孔时，破碎岩体沿钻杆下落，落入钻杆与孔壁间空隙，造成卡钻；且软岩孔壁没有被挤密，成孔后岩壁松散，易坍塌，造成塌孔；另外，孔顶部软岩岩体强度低，钻头稍一冲击即破碎，破碎体下落，孔顶部受力面会出现倾斜，造成成孔偏位，甚至弯孔，最终导致无法钻进。硬岩钻孔时岩石强度高，整体性好，岩体被钻头冲击形成岩粉或岩屑排出，成孔容易。所以软岩向上钻孔困难主要体现在卡钻、塌孔、弯孔3个方面。

4.2注浆
注浆的作用主要是加固软弱破碎围岩和锚固预应力锚索。传统向下设置的锚索注浆是将注浆管插入孔底部，浆液自下而上缓慢注满锚固段。而竖直向上锚索注浆时的难点有3个：①锚固段在锚索顶部，浆液随重力作用自然要向下流，所以在孔内要实现止浆（传统向下注浆的工艺不需要止浆），由于向上钻孔时孔壁不规则，止浆塞无法做到与周围岩体密贴，且为了达到注浆的密实性，往往需要加压注浆，所以孔内止浆就变得异常困难；②注浆时，浆液沿锚索钢绞线或孔壁在重力作用下先向下流至锚固段底部，然后随注浆的进行，浆液逐步向孔顶部升高，在升高过程中，孔内的气体无法排出；③由于围岩破碎、节理发育，注浆时浆液会不同程度地渗人或被压入围岩中，起到加固围岩的作用，但必然会使注浆的砂浆失去浆液而降低强度，造成锚固力缺失，达不到锚固效果，硬岩中注浆就不会出现失浆现象。所以软岩向上注浆困难主要体现在止浆难、排气难、锚固难3个方面。

（略）

[摘要]全面介绍了瑞士Les Toules拱坝的加固情况。该拱坝为高86m的双曲拱坝，拱坝体形较一般拱坝更为修长。自1964年大坝首次蓄水以来，通过连续监测和观测，发现了一些大坝在长期运行过程中的问题。2003年，负责瑞士大坝安全的瑞士联邦能源办公室(SOE)出台了抗震相关规范的升级本，要求大坝的业主重新对结构的安全性进行评估。在这种情况下，启动了Les Toules拱坝的加固项目，开展了对老坝结构和运行性状的综合研究。经过对老坝的静力和动力分析，对各种加固方案进行比选，最终的解决方案为在下游处对坝肩进行一种独特的加固、将悬臂梁超负荷的荷载转移到加厚的拱上、在垂直缝上设置剪力键、局部地基处理和其他一些辅助的修复工程。[关键词]加固；拱坝；温度控制；灌浆；监测

内容摘抄：

1工程概况
瑞士的Les Toules拱坝建于1960一1964年，是1958年在建成的单曲拱坝（见图1）基础上加高而成的。大坝高86m,坝顶长460m。混凝土体积为235000m。坝顶：坝高=5.35，比一般双曲拱坝要大很多。这个坝的设计比较独特，体形修长，向下游的垂直曲率比较大而且没有设置剪力键。加高的混凝土坝(1964年)与混凝土老坝(1958年)接触处采用的是压浆混凝土接合面（见图2）。

2工程加固原因
2.1压浆混凝土接合面渗漏
压浆混凝土接合面是在水库蓄水前向缝面预填的卵碎石内灌浆而成。由于该接合面出现了渗漏而且在大坝上游面也出现了一些水平裂缝，于是对该接合面处采取了补救性灌浆，但在廊道上可以观察到，虽然该措施能够减少渗漏量，但却不能完全切断渗漏通道。自1993年来，在该处埋设的应变计监测到此接合面以每年0.05mm的速率不断张开，从而证明这个接合面并不能很好的工作。在水库水位提高的情况下，渗漏量随之增大，裂缝不断扩张。由于以上原因，并考虑到接合面状况的不断
劣化，因此必须对该坝进行彻底修复加固，以保证其长期的安全性。

2.2下游面局部产生永久位移
坝基是由片麻岩和云母岩交替构成，从而形成了与山谷平行的交替的垂直条纹。片麻岩力学性能良好而且比云母岩硬，因此大坝是建在了一系列性能和刚度交替变化的基岩上的。左岸大坝的第5~7坝段，从首次蓄水开始运行以来，就出现了永久性的小位移。在过去的30多年中发生的位移达到4mm。局部的稳定性分析表明，在静力条件下，安全系数勉强能满足要求，但在地震中，安全系数会大幅度下降。裂缝随时间不断发展，结合稳定性分析得出，必须在特定的位置采取修补措施的结论。

3拱坝加固设计研究
3.1老坝的静力分析和动力分析
在进行详细的分析之前，根据混凝土的测试和测量结果，有限元模型的校准必须符合大坝的静力和动力运行性状。
根据Stucky-Derron建议的瞬态热分析法来模拟静力校准，这种方法要求在不同部位、不同的混凝土力学性能区和不同的基岩处设置3个铅垂线。大坝的压浆混凝土接合面运行性状的研究分为两个阶段：①接合面完全打开阶段；②接合面完全接触阶段，即整体坝块阶段。
在自然频率和模态的基础上进行大坝的动力校准，通过大坝的振动试验得到自然频率和模态。通过这种方法可以推断出大坝混凝土的动态模量和施工缝的运行性状，从而可以进行大坝时程的动力分析。对老坝进行静力和动力分析应该符合SFOE建议的结构安全性。

3.2加固的替代研究
对老坝进行分析确定了不同的关键项目，为改进这些项目，需要在一个广泛的替代研究框架下设想和探讨一些解决方案：增厚坝段（上游、下游、止推座)；增加支墩；增设抗震带；采用预应力锚加固。甚至要考虑不受大坝影响的解决方案：降低最大操作水平；在老坝的下游新建一个大坝。最终选择方案是：对两岸两侧进行加固（增厚坝肩)，配合拱中部的剪切柱来加固坝的下游面。这样虽然需要修改发电的操作规程，但却能够在进行加固工程的同时继续发电。

4加固方案选定
图3所示是大坝的下游面和老坝及加固后大坝的横截面。为满足抗震要求，对左右岸的坝肩进行加厚，可以将悬臂梁上超载的荷载转移到加厚的拱上。坝肩加厚以后，要在新老结构接合处设计出廊道。在施工过程中，廊道作为通道可以实现混凝土的后冷却、大坝收缩缝的灌浆和基岩的处理（固结灌浆和排水)。完成加固后，在运行过程中，通过这些廊道可以到达监测设备。用高压旋转水流(2500bar,1bar=l03Pa)处理新老结构的边界，并将直径为25mm的钢筋锚杆灌入到老坝中。当接触面宽度为3m时，钢筋锚杆的灌入密度为4根/m,其他情况下的灌入密度均为1根/m2。

为达到抗震目的，在老坝的下游面增加两处3万m3的混凝土结构后，要沿第8~17坝段，将中间的悬臂梁固定在一起，这样就能够防止在地震中每个坝段的独立移动。为达到这个目的，还需要设计9个剪力柱，为能很好的工作，必须将它们严格对齐和居中，并且要用钢筋混凝土浇制。这些剪力柱直径为700mm,钻入到老坝中16m深。在左岸的第5，6,7坝段处，也就是最薄弱的地层（云母岩）处，老坝的坝肩稳定性分析显示，坝基太浅，没有嵌人岩体足够的深度。为满足设计要求，坝基需要加深10m(见图3d),要穿过薄弱的云母岩，嵌入到相邻的片麻岩中。

（略）

[摘要]以中国博览会会展综合体项目为背景，结合桩基施工过程中的超孔隙水压力和土体侧向位移实测数据来分析PHC管桩施工对桩周土体的影响。桩体施工引起的超孔隙水压力和土体侧向位移大小与土体距桩体的距离和土体深度有关，通过实测数据的分析可以得到土体距桩体的距离和土体深度与前两者之间的影响关系。[关键词]地基；PHC管桩；超孔隙水压力；位移控制；监测

内容摘抄：

1工程概况及监测点布置
中国博览会会展综合体项目（北块）位于上海市西部，北至松泽高架路南侧红线，南至盈港东路北侧红线，西至诸光路东侧红线，东至浃港路西侧红线，总建筑面积约147万m2,其中已运行的轨道交通2号线徐泾东站及部分区间隧道从场区中间东西向贯穿。建设场地地理位置如图1所示。建设场地大部分位于正常地层分布区，西侧局部受古河道切割，主要由黏性土、粉性土及砂土组成。部分区域土层分布不均匀或土层缺失，地质情况起伏较大，其地基土分布情况和主要物理力学指标如表1所示。本工程上部结构荷载较大，现有地铁2号线将穿越展览中心区域，基础形式无地下室部分采用独立承台加桩基础，有地下室部分采用基础筏板加桩基础。远离地铁车站部分（距地铁边线50m范围以外区域)采用直径600mm的PHC预应力管桩，靠近地铁车站部分（距地铁边线50m范围以内区域)采用钻孔灌注桩。综合考虑工期和地铁安全保护，工程首先进行地铁边线50m范围以外的管桩施工。施工期间，在距地铁边线50m的土体处布置孔隙水压力、土压力及深层土体侧向位移监测孔，记录检测桩基施工对周围土体的影响，以便有不利情况发生时及时采取有效措施，保证地铁安全。根据场地情况，在距地铁边线约50m处的土体中布设土体侧向位移监测孔，测点间距约40m,共计布设32个土体侧向位移监测孔，编号T01~T32,孔深与桩基长度一致，约50m。在距地铁结构外边线约8m和约50m处的土体中布设土压力和孔隙水压力监测孔，距离地铁结构边线约8处，监测孔间距约40m,距离地铁结构边线约50m处，普遍区域监测剂面间距约20m;土压力和孔隙水压力监测孔每孔设置10只土压力计和孔隙水压力计，为了便于数据分析，孔隙水压力监测孔和土压力监测孔对应布置，每个测孔内孔隙水压力计的埋设深度与土压力计的埋设深度基本一致。各监测孔的布置方案如图2所示，监测频率为1次/d。

2 PHC管桩施工对桩周土体孔隙水压力的影响
PHC管桩施工过程中，对各个监测孔的孔隙水压力进行了连续监测。2012年10月17日（第3天)，SY17,SY18监测孔附近场地开始进行打桩施工，锤击桩距SY17的距离约为10m,距SY18约为15m;10月19日（第5天），锤击桩距SY17和SY18的距离均为10m左右；10月20日至22日（第6~8天)，锤击桩距SY17的距离约为5m,距SY18的距离分别为10,25,25m。10月23日以后，锤击桩远离SY17和SY18的位置，和两个监测孔的位置相距65m之外。
打桩施工期间，SY17和SY18的孔隙水压力变化曲线如图3a,b所示。由图中可以看出，从10月17日（第3天）起，两孔的孔隙水压力开始发生变化，到10月20日（第6天）时，由于此时锤击桩距监测孔的距离最小，因此孔隙水压力的变化值最大，即超孔隙水压力达到最大。而由于锤击桩距SY17比SY18近，所以SY17的孔隙水压力变化远大于SY18,其1d的最大变化值达到184kPa。由此可知，距锤击桩越近的土体，其超孔隙水压力越大，随着距离的增大，土体的超孔隙水压力逐渐减小。超孔隙水压力达到最大值后就进入逐渐消散阶段，初期超孔隙水压力消散较快，之后消散速度逐渐变慢，直至趋于平稳。因为浅层土体排水路径较短，所以超孔隙水压力剩余值较小，而土体越深，超孔隙水压力剩余值就越大。

3 PHC桩施工对桩周土体侧向位移的影响
打桩施工过程中，对各测斜孔的土体侧向位移量进行连续监测，T09和T10测斜孔的测斜曲线如图4所示。由图中可以看出，PHC管桩施工对浅层土体产生的影响较明显，土体侧向位移量较大，随4.3 3m,开挖深度为5.3m,桥梁承台位置为5.95m;
开挖依据“时空效应”理论34，以及纵向分段、竖向分层、分步、对称的原则，结合数值模拟分析确定每次开挖的长度为33.2m,宽度为5.75~6.00m,分层开挖厚度不超过2m,开挖和底板钢筋绑扎混凝土浇筑时间不超过24h。

4.5坑底及时压重加载
核心区分段开挖及时浇筑垫层和底板混凝土后，为减少坑底回弹变形量，采取临时堆载措施，一方面降低卸荷水平，另一方面尽可能缩短卸荷后的暴露时间5]，堆载通常在底板混凝土具备一定强度后即可进行，加载也可在隧道内部进行，以适当平衡上部土体开挖的卸荷量，本项日为取得一定经验，未在隧道内部加载。

（略）

[摘要]通过研究软膜翻制技术并将其与建筑水刷石花饰构件修复施工技术相结合，总结出一套完整的施工工艺。通过工程实际应用证明，该项施工技术操作简单、安全可靠、经济适用，有效地修复、维护了历史建筑缺失的花饰构件，还原历史建筑的艺术风貌，具有很好的推广应用价值。[关键词]软膜：石膏：翻制：水刷石：花饰构件：修复：施工技术

内容摘抄：

1关键技术及原理介绍
1)根据缺失的花饰构件采用胶泥雕刻仿制，石膏浆先后翻制外内模，再采用硅胶翻制软模，浇筑高仿水刷石浆料，制作缺失的水刷石花饰、线条构件。
2)根据对原建筑外墙水刷石花饰线条取样分析，分析材料的物理性能及形成原理后，采用环氧基彩色水泥、花岗岩骨料配制高仿水刷石浆料进行修补。其颜色要展现旧肌体的史料原真性。骨料配制及质地均匀程度要使之不能超过历史层理所承受的量度。
2施工工艺流程及操作要点2.1施工工艺流程
资料留存→软模制作→花饰构件制作→花饰构件安装→刷防护液。
2.2操作要点
2.2.1资料留存
确定外墙花饰、线条分布在建筑物表面的位置、造型、尺寸及加工工艺方法特征，整理成文、拍照留档。

3质量控制要求
1)执行标准为《民用建筑修缮工程查勘与设计规程》JGJ117一98。
2)选用专业美工仿制或创作泥胎，泥胎与现状实物需反复比对，确定无误后再进人下道工序。
3)石膏内模烘烤，以表面干燥无水分为宜。
4)硅橡胶涂刷需均匀、网格布分布无死角、相邻搭接≥2~3cm。
5)根据样板施工及相关记录，对操作工人进行岗前技能培训及交底，并进行相关考核，选择施工经验较丰富、素质较高的人员作为施工人员。
6)打磨结合处应严格控制打磨程度，以表面清晰、无松动开裂现象为佳，确保老建筑墙面及周围花饰线条不破坏。
7)高仿水刷石浆料配制根据分析的骨料级配，设定配合比，其强度不得低于M15。
8)缺失部分水刷石花饰构件预制铁丝骨架位置正确，不得有漏筋现象，水刷石浆料浇筑应密实，重点把握硅胶模脱模时间。过早预制件强度不够容易破坏，过晚预制件强度较高表面水洗效果不佳。
9)喷洒防护液基层要求干燥无尘，喷涂时自上而下均匀喷涂，无多喷及漏喷现象，第一次喷涂后间隔24h开始第2次喷涂。

4应用实例
建筑水刷石花饰软模翻制施工工法先后被我公司成功应用到汉口华商总会外墙修复工程、汉口金城银行加固工程、汉口金城里改建工程中取得较好的效果。
1)汉口华商总会始建于1922年，地上3层，由汉协盛营造厂施工，于1923年建成，是专供洋行买办、交流商情的场所。该建筑造型精美，历史悠久，被评为武汉市优秀历史建筑。但该建筑外墙经过20世纪80年代的维修，原建筑外墙花饰，线条破损、缺失现象严重，无法反映该建筑的历史面貌。采用该工法施工，效果显著，成功修复了早期建筑外墙上精美的水刷石花饰构件，还原1923年时该建筑原貌（见图4）。
2)汉口金城银行加固工程前身为汉口金城银行，改造后作为武汉市美术馆，地上3层，局部5层，建筑物外墙采用水刷石墙面及花饰饰面。该建筑原设计为美式19世纪建筑风格。被评为武汉市优秀历史建筑。但该建筑外墙经过之前数次维修，原建筑外墙花饰，线条破损、缺失现象严重，无法反映该建筑的历史面貌。采用该工法施工，效果显著，成功的修复还原1930年该建筑外墙花饰、线条原始风貌（见图5）。

（略）

[摘要]结合北京日出东方凯宾斯基酒店幕墙工程重点分析了闭合双曲面玻璃幕墙的特点，阐述了安装施工过程中存在的问题和施工难点，针对上述问题，通过精心研究，提出了新型万向调节玻璃夹具和幕墙龙骨与主体结构连接可调转接件等合理化建议，确定闭合双曲面玻璃幕墙安装关键技术和新施工方法，采用此施工方法保证了本工程的施工质量和工期。[关键词]装饰工程；玻璃幕墙；三角玻璃；不规则闭合双曲面；安装

内容摘抄：

1工程概况
北京日出东方凯宾斯基酒店是怀柔区雁栖湖生态示范区的重要建筑，为2014年APEC会议的重要配套建筑。该工程位于北京市怀柔区雁栖镇，南邻京通铁路，北滨雁栖湖，裙房地上2层、地下1层，主楼地下2层，地上19层。裙房建筑高度11m,主楼建筑高度90.55m。主楼主要功能为酒店客房、高级会所、SPA、茶室和设备用房。裙房主要功能为酒店大堂、宴会厅、餐厅及包房、大堂吧、商务中心、内部办公及管理用房、设备用房，其余部分为地下车库、游泳池、会议区及员工生活区等。总建筑面积83490.07m2,地上56033.12m2,地下27456.95m2。图1为工程全貌效果图。

建筑物正立面呈圆形，侧立面呈椭圆形，平面呈椭圆形，整体呈日出东方之态。由于本工程建筑外形的特殊性，每层平面椭圆形逐层渐变，这就形成了双曲面的外立面。主楼幕墙系统采用铝合金及钢管龙骨支撑体系，竖向主龙骨采用Q235B圆钢管，表面氟碳喷涂处理，横向龙骨采用氟碳喷涂的铝合金型材，喷涂厚度≥40μm,钢管立柱通过转接件挂接到主体钢结构上，玻璃面板采用(6+2.28PVB +6Low-E +18A +6 +2.28PVB +6)mm银Low-E中空钢化夹胶暖边玻璃，部分消防出口位置采用(8+24A+8)mm双银Low-E中空钢化暖边玻璃，玻璃角部设置矩形铝合金固定压板。图2为三角玻璃隐框幕墙分布示意。

2结构特点及施工难点
本工程主楼正立面呈圆形，平面呈椭圆形，造型优美，结构复杂，每层平面亦为椭圆形且逐层渐变，这就形成了双曲面的外立面，若幕墙玻璃面板均按双曲面进行处理，成本极高而且生产加工周期很长，对于本工程的现实情况而言基本无法实现。对于主楼东西两端玻璃幕墙（见图2），此部位玻璃幕墙为双曲面玻璃幕墙，双向拱高均大于壁厚，为此经过论证，对于此部分采用三角形平板玻璃进行双曲面拟合。主要特点及难点如下。
1)该建筑东西两端幕墙玻璃造型独特，而且弧度较大，左右方向和上下方向拱高均大于壁厚，为双曲面玻璃幕墙，需采取相应的措施将双曲面幕墙玻璃精准地分割成三角平面玻璃。

3关键技术研究
3.1三角形拟合不规则闭合曲面幕墙玻璃分割技术研究
本工程建筑弧顶位置弯弧半径较小，曲面变化较大，若采用矩形玻璃会形成双曲面玻璃面板，这样对幕墙成本及施工周期带来极大影响，通过模拟分析，经多方论证最终选择通过平面三角形代替双曲面对此部分不规则的闭合双曲面进行拟合处理。通过对建筑外形的拆解分析，对整个外立面进行分割处理，划分出三角形区域和矩形区域两部分，即双曲面部分为三角形区域，将一个似矩形双曲面分割为两个平面三角形，每个三角形与其相邻三角形的平面夹角最小为161°，在视觉效果影响很小的前提下，更好更快地进行幕墙的制作安装工作。通过软件建模分析，对每块玻璃的3个角点坐标进行程序提取，并对玻璃夹胶归类将平面夹角<5°的类型合并，最终形成针对现场施工情况用的三维坐标以及龙骨下料尺寸及角度数据。

4结语
实践证明，本工程主楼区域玻璃幕墙采用三角玻璃拟合不规则闭合双曲面玻璃幕墙施工技术，进行一种新型幕墙龙骨与主体结构连接转接件和万向调节玻璃夹具等一系列关键技术研究和应用，以上两项关键技术已获得国家实用性专利称号，专利号分别为201420042847.1和201420044524.6，均已授权，采用以上两项关键技术，确保了建筑整体造型，保证了施工的质量和安全，加快了施工进度，降低了施工成本，取得了良好的经济效益和社会效益，也为以后类似工程提供了借鉴。

（略）