工程結構加固案例分析

1、一、軟土地基事故1、事故現象最常見的事故現象：產生過量沉降杭州花園新村4號住宅(四層)下沉1.23m，基礎為筏板基礎，穩(wěn)定后頂起。武進芙蓉西周村三間三層農宅，下沉18cm，地基均為淤質土，穩(wěn)定后重做地 坪。產生嚴重不均勻沉降武進農機公司倉庫，二層，底層為框架結構，二樓為磚混住宅，走廊有外立柱。在 原河塘填土上，一年后下沉，致使二樓住宅墻體產生45大裂縫，寬16mm。房屋傾斜，嚴重者失穩(wěn)倒塌。2、事故原因絕大多數為承載力在80KN/m2以下的淤泥質軟土引起的。3、軟土的特性軟土的形成：在靜水或緩慢流水環(huán)境中沉積而成的飽和粘性土，型式有：濱海沉積一一鹽城外黃海濱，古時每年有上百平方公里濕地(長江黃

2、河泥砂) 沉積。湖泊沉積河灘沉積一一常武地區(qū)是長江下游沖積平原，軟土多。谷地沉積軟土的外觀：灰色或深灰色軟土的特性及變形特點：特性：(1)含水量大，甚至飽和達流限；強度低，一般 120KN/m2；壓縮變形大。變形特點：(1)沉降量大；初始沉降速度快，延續(xù)時間性長(10年數十年)；沉降量與含水量成正比。4、事故實例事例1：常州冶煉廠，三層框架結構，庫房柱傾斜。一層砼柱澆筑完，拆模后，有6根柱上端偏離80mm多。原因：地基下邊有多個小塊軟臥層(地質鉆探與設計不協同)。處理：a、將砼柱吊移；b、挖去軟臥層，澆筑C10砼至基底標高；c、重新把柱吊裝就位。翠竹111號房(住宅)房屋縱向出現豎向裂縫，基礎

3、圈梁下產生水平裂縫。a、地基：表層有23m的140KN/m2的土層，3m以下是20多米厚的淤泥質土；b、基礎為筏板基礎，上部為6層磚混結構的住宅；c、居住三年后，在距山墻外10多米處筑路、架橋，路、橋和住宅下邊的地質概 況是一樣的。在打橋樁及路基填土碾壓干擾下，使111號住宅東端產生二次沉降，而中、 西部未沉。導致房屋中部出現豎向裂縫，東端基礎出現水平裂縫。:;:.-;- = !16mmd、加固在基礎圈梁外側，澆注鋼筋砼承臺，按設計要求留孔。將預制200*200砼方樁，從留孔中壓入到砂土地基中，樁長23m，以阻止沉降， 防止事故惡化，至今10年多未見異常。事例2：建房概況(武進芙蓉鎮(zhèn))：按規(guī)劃

4、每六間三層半為一幢1#樓先建五間，一年后接建東端的一間，雖未見異常，但連接處整體性總會 差一些。二年后東邊建2#樓，2#樓均勻下沉160mm，致使1#樓東端接建房山墻發(fā)生二 次沉降。事故現象：1#樓東山墻下沉40mm；屋頂柃條向東外移30mm；縱墻門窗無法開關；墻體在門窗角薄弱位置多處裂縫，寬1216mm。事故原因：地質，經鉆探為60KN/m2,厚3.8m,下層為80 KN/m2；經驗算基礎承載力不足96KN/m2132.2KN/m2 (滿足)武進市XX鎮(zhèn)XX居民房屋地基基礎下沉的鑒定及加固一、建房概況：按鎮(zhèn)規(guī)劃每六間三層半為一幢，房頂高12.6M，開間為4.0M，前后進深為15M。前店面房及

5、后 房間均為4X6M，中間樓梯間為4X3M?；A埋深為-1.4M，基底寬為1.6M，基礎由二層石塊及220磚 砌筑而成。底層墻體為實砌，二、三層墻體為空斗墻，樓層為多孔板，屋面為混凝土檁條上澆注40 鋼筋混凝土板，板上蓋小青瓦。X居民房屋建在1#房東端第一間，比其他五間晚建一年，接建后 未見明顯異常，兩年后在1#房以東建成2#房。兩幢房山墻軸線間2.0M，基礎大方腳外邊緣相距 為0.3M。2#房建成一年均勻下沉160MM，致使1#房X居民房屋東山墻發(fā)生二次沉降。二、事故現象：1、1#房X居民房屋東山墻附加沉降量為40MM，開間4M之間，沉降差為35MM允許沉降差20MM(危 房鑒定標準)；2、

6、三層樓板及屋面混凝土檁條外移30MM；3、縱墻壁上所有門窗無法開關；4、縱墻上門窗的角部發(fā)生裂縫：有豎直的、有45的，裂縫寬度在1215MM之間，大于允許 值10MM，每道縱墻均有23條這樣的裂縫；5、樓板西端高、東端低，高差為40MM。三、事故原因：1、沿山墻對地基補充鉆探，鉆三個孔。由鉆探資料表明：1#、2#房地基為軟土層，-5.2M以上 的地基承載力為60KN/m2, -5.2M及以下承載力為80 KN/m2。土的含水率達50%，壓縮變形較大。2、經驗算，山墻基礎上部線荷載為132.2KN/M，而地基基礎承載力為96KN/M132.2KN，地基基礎的承載力得到了滿足；4、木樁、地梁與原基

7、礎的連接：在木樁頂部豎直釘10鋼筋，長度為500，打入木樁內150，還有350錨在混凝土地梁中。在原基礎的塊石縫隙中，用細石混凝土栽16的螺紋鋼筋，水平放置，長度為400，栽入 石縫中150，還有250錨入混凝土地梁中。每根地梁用412作主筋，箍筋為濯6200。沿原基礎兩側的斜坡上綁扎10螺紋鋼筋150，此筋從基礎圈梁下面穿過，分布筋為e 6250，澆注厚度不小于120MM的鋼筋混凝土板。將基礎圈梁下的磚基礎每隔450打一個150X150的洞，用混凝土塞滿?；A加固所用混凝土強度等級為C30，形成了樁抬地梁，地梁、斜板抬原基礎的有效傳力系統(tǒng)。(詳見軟土地基基礎加固簡圖)。五、地基基礎加固施工及

8、注意事項：1、施工前在1#房的縱、橫墻與樓層交叉處跟2#房山墻之間，架設臨時橫向支撐，以保證1# 房地基打樁時山墻的安全。2、把1#房東山墻基礎兩側上部的覆蓋層挖開，準備打樁，要求樁身順直，下端為平面。從山 墻的前、后端向中間打，以保證地基土不外移。3、用0.5KN重的鐵制夯由人工抬舉適度夯擊，嚴防劇震而帶動地基下沉。4、基礎兩側打樁交叉同步，先打外邊樁后打室內樁。邊打樁邊埋設中16螺紋錨筋、10釘 筋，在基礎圈梁下每隔450打一個150X150的洞口。然后清理基礎，但嚴禁沖水，穿斜板10螺 紋鋼筋。打完樁立即把地梁412及斜板鋼筋扎好，支模、澆注C30混凝土，注意洞口應用混凝土 塞實。機拌機

9、振，蓋草簾濕式養(yǎng)護，驗收合格后復土。5、施工完畢后，必須在東山墻室外地坪以上500處設立三個沉降觀測點，場外30M左右設立 一個固定水準點，用以沉降比較。施工完畢時測一次，以后每隔30天測一次。當連續(xù)兩個月沉降量 均不大于2MM/月時，就認為地基已經穩(wěn)定；6、待地基基礎穩(wěn)定之后，才允許室內墻裂縫修補，重整門窗，及裝飾裝璜。六、加固效果此工程事故在1999年9月14日加固完畢，經10月、11月及12月三次沉降觀測，其沉降量分 別為0.8MM、0.4MM、0MM，說明這樣的地基基礎事故，采取打木樁及擴大基礎，以限制沉降，增大 基礎承載力是很有效的。二、改進型體外預應力筋加固砼梁1、傳統(tǒng)體外預應力筋

10、加固傳統(tǒng)型體外預應力筋型式優(yōu)點：承載力提高較大(1.352. 1倍)；應力、應變不滯后；施工方便(無濕作業(yè))；不影響結構使用空間；可不停產進行加固。缺點：預應力筋不隨梁的撓度變形而變形；當砼梁破壞時預應力筋強度未達極限狀態(tài)；梁受力系統(tǒng)復雜，設計計算麻煩；預應力筋在轉向塊處，是點接觸，此處預應力筋截面內的應力不均，會影響 預應力筋極限強度值。2、改進型體外預應力筋加固改進型體外預應力筋型式改進：轉向塊加焊鋼瓦，由鋼管割成，加熱成型，焊于轉向塊端，內抹黃油；預應力水平段加支墊塊，跨中必放一個，其余間距 500mm；無論是傳統(tǒng)型或改進型，無論是普通鋼筋或無粘結預應力筋，都是無粘結預 應力筋，因為，體

11、外預應力筋沒有砼包裹。改進后的優(yōu)勢a、轉向塊增設鋼瓦，致使其預應力筋工作狀態(tài)與體內無粘結預應力筋類同，避免 了點接觸狀態(tài)；b、預應力筋水平段增設支墊塊后，可使預應力筋能隨梁體的變形而變形，這點也 與體內無粘結預應力筋十分類同(常州體育訓練中心，為體內無粘結預應力結構)；c、設計計算可以簡化：與采用體內無粘結預應力設計計算相同。計算方法：以矩形簡支梁為例的彎矩計算設加固后梁的總彎矩設計值：M原梁能承擔的彎矩值：M0加固彎矩值 M=m (M-M0)令m=1.1 (適當富余一點)預應力筋對梁產生的等效荷載Ap fpe sinQAp預應力截面面積f：有效預應力由等效荷載產生的反彎矩： M，=h Apf

12、pe sinQL1轉向點到梁端距離；1f： =6 con-6 l 6 con控制應力6 =0.650.75%化(鋼鉸線)fP：預應力筋強度標準值6 l預應力損失6 =6 +6L L1 L26 l1錨具及預應力筋回縮損失6 L2轉向點摩擦損失6 L1=a/L X Esa錨具變形和內縮值(mm)L張拉端固定端距離(mm)(預應力筋長度)Es預應力筋的彈性模量6 廉二(口 sinQ)6p =0.1 0.15(Q=1560)令 M，= M即 M=L A f sinQ TOC o 1-5 h z 求 Ap=A M/L1 fp sinQ令實際配筋量Ap實=1.1Ap分成兩束(梁兩側各一束)驗算頭 力平衡：

13、fcbx=f As+fpe Ap 實1 式彎矩平衡：M忍f A (h -X/2)+f A (h -x/2)2 式y(tǒng) s 0Ps P 實 PfPs預應力筋抗拉強度極限值預應力筋的應力：f =f + f , f使用荷載M作用下的應力增量Ps PePsPs求應力增量：應力增量與跨中撓度有直線關系，撓度的大小與荷載大小、荷載形式及支座約 束條件有關。根據清華大學杜追生教授和上海交通大學劉西拉教授所著基于結構變形 的無粘結預應力筋應力變化研究論文，經推導和簡化，可按下式求得。 f =4E e k/q hPs p m cu 10 pE預應力筋的彈性模量pem預應力至截面形心軸的距離:砼極限壓應變，取 =0.003，當q00.15時，取 =0.002k 荷載及荷載形式和支屋約束條件的跨中撓度系數CU1集中荷載1簡支梁集中荷載|固端梁k=0.041631k1=0.0883集中荷載1框架梁* k =0.062531框架梁為彈性支座h預應力筋全梁截面壓區(qū)上邊緣的距離pq 一簡化計算系數，q = (f A + f A )/0.