現澆成型綜合管廊不均勻沉降裂縫分析
——以福州東南快速通道綜合管廊為例

楊 釗， 李勇智， 楊 睿

(1. 中交第二航務工程局有限公司， 湖北 武漢 430040；2. 長大橋梁建設施工技術交通行業重點試驗室， 湖北 武漢 430040；3. 交通運輸行業交通基礎設施智能制造技術研發中心， 湖北 武漢 430040； 4. 同濟大學 巖土及地下工程教育部重點實驗室， 上海 200092)

0 引言

近年來，隨著城市建設的快速發展，對大體量建筑結構的需求量越來越大，超長、超高、超厚等大體積混凝土結構在工程中頻繁出現，由此而來的鋼筋混凝土裂縫問題也越來越嚴重，引起了行業內專家學者的高度重視。對于地下結構來說，混凝土開裂不僅影響結構的外觀，而且會帶來地下水滲漏，降低結構及相關設施設備的耐久性。

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

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

1 工程概況

1.1 工程簡介及地質條件

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

圖1 管廊典型斷面(單位： m)

圖2 管廊變形縫防水構造示意圖(單位： mm)

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

圖3 K3+860～+930段管廊穿越土層剖面圖(單位： m)

表1 土層物理力學參數

1.2 管廊滲漏及開裂經過

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

圖4 K3+860～+930段管廊縱斷面示意圖

(a) 變形縫滲水 (b) 變形縫錯臺

(a) 中墻及頂板裂縫 (b) 側墻裂縫

2 監測數據分析

為研究管廊出現結構開裂的原因，對試驗段及大里程段管廊施工期沉降監測數據進行分析。需要說明的是，由于大里程段施工前，試驗段在自重作用下已完成部分沉降，大里程段在與試驗段對接時調整了底部標高，此處沉降監測數據是從大里程段施工完成時開始統計的，不包括試驗段在自重作用下已完成的部分沉降。

2.1 管廊沉降分析

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

圖7 試驗段各測點沉降-時程曲線

圖8 大里程段各測點沉降-時程曲線

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

圖9 試驗段及大里程段管廊沉降-里程曲線

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

圖10 試驗段降水施工示意圖

K3+903.5位置處的變形縫作為受力和防水的薄弱環節，當兩側沉降差異較大時，其內設止水帶崩脫剝離，進而出現滲水現象。隨著兩側沉降差的不斷增大，滲水量越來越大，并攜帶左右兩側地基砂土進入管廊內部，導致試驗段和大里程段在靠近K3+903.5位置處地基土體受到較大擾動，因此試驗段和大里程段各自也發生了較大的不均勻沉降。由于管廊內外的壓力差，前期滲水量會隨著時間不斷增加，而后期由于管廊內外水壓逐漸趨于平衡，滲水量不再增加，因此試驗段和大里程段的沉降-時程曲線都呈現3階段式變化規律。

圖11 現場降水井抽出的水

2.2 管廊開裂原因初步分析

基于上述管廊沉降分析，初步推斷大里程段管廊開裂可能由以下2方面因素引起： 1)地基土體損失。由于K3+903.5變形縫處涌水涌砂，導致大里程段在靠近該位置處地基土體損失，管廊出現較大的不均勻沉降。當土體損失范圍到達某一值時，管廊在荷載作用下，頂板局部區域拉應力超過了混凝土抗拉強度值，出現了開裂。2)管廊承受過大荷重。混凝土壓重及涌入管廊內部的砂和水等增加了大里程段管廊的荷重，加速了裂縫的產生和擴展。

3 數值模擬分析

3.1 模型及相關參數

為進一步分析管廊出現裂縫的原因，采用有限元軟件對K3+903.5～+930(大里程段)管廊裂縫進行模擬分析，如圖12所示。模型在y方向的尺寸為26.5 m，模型橫截面尺寸與圖1相同，模型單元類型為八節點六面體單元，單元總數為4 929，節點總數為7 830。模型四周及頂部為自由邊界，底部與地基土體相互作用采用x和y方向彈簧模擬。參照《城市軌道交通巖土工程勘察規范》[10]，地基土基床系數按稍密中砂取12 MPa/m。管廊主體結構混凝土材料力學參數見表2，建模過程未考慮鋼筋的作用。管廊所受荷載主要包括自重、混凝土壓重以及涌入管廊內部的水和砂的壓力。

圖12 管廊有限元模型

表2 混凝土材料力學參數

3.2 地基土體損失對管廊影響分析

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

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

圖13 管廊頂板拉應力隨板底脫空長度變化曲線

圖14 板底脫空至K3+917時管廊y方向應力云圖(單位： MPa)

3.3 壓重及涌水涌砂對管廊影響分析

為探討混凝土壓重及涌水涌砂等對管廊受力影響，采用損傷塑性模型對管廊結構進行分析。混凝土損傷塑性模型參數見表3—5，可通過《混凝土結構設計規范》[11]中相關公式計算得到。分析時主要考慮以下工況： 1)管廊僅受重力作用； 2)管廊受重力和壓重混凝土作用； 3)管廊受重力、壓重混凝土和涌水涌砂壓力作用。對于壓重混凝土，為便于分析，采用荷載等效原則，將其等效成均布荷載作用于管廊頂板。經計算，當等效均布荷載值達到8.9 kPa時，計算所得的管廊頂板最大拉應力與按實際壓重混凝土建模計算所得的管廊頂板最大拉應力近似相同。對于涌水涌砂壓力，按照管廊內腔充滿水以及130 m3砂進行計算，該壓力值約為50 kPa。各工況管廊頂板最大拉應力計算結果見表6。

表3 塑性損傷模型參數

表4 混凝土壓縮塑性及損傷參數

表5 混凝土拉伸塑性及損傷參數

表6 各工況管廊最大拉應力計算值

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

3.4 裂縫擴展分析

考慮到現場大里程段管廊頂板出現貫通裂縫，且裂縫一直延伸至側墻和中墻下部，為探討管廊裂縫擴展規律，采用擴展有限元法進行分析。分析時考慮最不利荷載工況，即按板底脫空13.5 m，管廊受自重、混凝土壓重和涌水涌砂壓力作用。混凝土采用最大主應力開裂準則和基于能量的線性軟化損傷模型，最大主應力取混凝土抗拉強度標準值2.2 MPa，斷裂能Gf取120 N/m[12]。

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

(a) 混凝土剛度下降率

(b) 混凝土拉伸損傷程度

(a) 初始裂縫

(b) 擴展后的管廊裂縫

4 結論與建議

本文針對福州東南快速通道綜合管廊出現的結構開裂問題，通過監測數據和有限元模擬對管廊開裂的原因進行了分析。主要結論及建議如下：

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

2)壓重混凝土施工后，大里程段管廊出現不均勻沉降，管廊中部K3+917位置附近頂板處于受拉狀態，局部截面拉應力達到2.475 MPa，超過了C35混凝土抗拉強度標準值(2.2 MPa)，管廊頂板出現初始裂縫。應持續觀測管廊沉降變形，當管廊出現較大不均勻沉降時，須采取加固措施。

3)隨著K3+903.5變形縫兩側管廊差異沉降的增大，變形縫出現錯臺，大量水和砂涌入大里程段管廊內部，導致了裂縫從頂板向中墻和側墻擴展。裂縫在中墻和側墻的擴展方向往大里程樁號方向傾斜，且裂縫在中墻的擴展長度為2.5 m，大于在側墻的擴展長度(2 m)。當變形縫出現錯臺時，應立即停止施工，采取填充注膠等措施，解決兩側標高不連續及變形縫漏水問題。

4)本文結合特定項目對綜合管廊開裂原因進行了分析，最終主要歸結于地基不均勻沉降。而在實際工程中，管廊混凝土結構開裂往往由多方面因素引起，后續應加強對管廊開裂多因素影響分析，以便事先采取相應預防措施。