熊偉， 鄧建林， 鐘慶華，徐立明，徐長節(jié)，3

(1.華東交通大學 江西省巖土工程基礎設施安全與控制重點實驗室；江西省地下空間技術開發(fā)工程研究中心，南昌 330013；2.浙江杭海城際鐵路有限公司，浙江 嘉興 314000；3.浙江大學 濱海和城市巖土工程研究中心；浙江省城市地下空間開發(fā)工程技術研究中心，杭州 310058)

隨著基坑規(guī)模的擴大，施工環(huán)境越來越復雜，為減小基坑開挖對周圍環(huán)境的影響[1]，因此，對基坑變形的要求也越來越高。基坑工程的變形指標主要有圍護結構側向位移、周圍地表沉降和坑底隆起等[2-4]。如何控制基坑變形，徐長節(jié)等[5]、Yao[6]、姚燕明等[7]、Xu等[8]、康志軍等[9]提出了諸多措施，如調整基坑土體開挖順序、合理選擇施工工藝、坑底加固、增加支護結構剛度等。其中，基坑底部土體加固，在軟土地區(qū)的基坑工程中十分常見[10-12]。裙邊加固相對于滿堂加固、暗墩加固等其他加固形式，“性價比”更高[13-14]，因此，常被用于一些安全等級不高的基坑工程。目前， Broms[15]、康志軍等[16]、梁鵬宇等[17]多采用數值計算方法研究基坑變形的影響因素，但方法比較單一。鄭俊杰等[18]、馬鄖等[19]認為，當加固深度與寬度相當時，基坑的加固效果最優(yōu)，但并未給出具體的取值范圍。加固寬度與深度這兩個因素對基坑變形影響的強弱，也鮮有學者研究。在進行基坑圍護結構設計時,僅把土體加固當作一種安全儲備手段，不僅沒有充分發(fā)揮加固土體的力學性能，而且造成了經濟上的極大浪費。

本文采用模型試驗的方法，研究了坑底土體裙邊加固對基坑變形、支護結構內力以及樁后土壓力的影響。采用有限元軟件Abaqus對模型試驗進行拓展，研究裙邊加固情況下土體的加固尺寸(加固深度與加固寬度)對基坑變形的影響,并確定裙邊加固的合理取值范圍，為今后的基坑工程提供借鑒。

1 模型試驗

1.1 試驗部件的參數設計

模型試驗模擬了一個開挖深度為8 m的矩形基坑，支護結構采用直徑為0.8 m、樁長16 m的密排鉆孔灌注樁，并在冠梁處用1道鋼筋混凝土支撐，其截面為600 mm×600 mm。試驗的幾何相似常數sl=1/20。根據對稱原理，取基坑的一半進行試驗。在實際工況中，要滿足所有的相似條件十分困難，故在模型試驗中，將EI、EA、EW作為復合物理量進行參考[20]。試驗中，水平支撐采用順紋木板，其彈性模量為11 GPa，可得SE≈1/3?？紤]到支撐主要作用為抗壓，所以需滿足EA相似。計算可得截面尺寸為13 mm×13 mm，長度為60 cm。支護樁采用PV聚乙烯孰料材質，其彈性模量通常為2.1 GPa，可得SE≈1/15。支護樁主要作用為抗彎，所以需滿足EI相似，計算可得其直徑為37 mm，內徑為35 mm，長度為80 cm。試驗部件參數見表1。

表1 試驗部件參數Table 1 Test Component Parameters

1.2 試驗土體及加固土體的制備

基坑底部土體加固的措施常見于含水率較大的粘土或者軟土地區(qū)，故試驗采用南昌某工地的粘性土。由于土質較雜，故對土樣先進行晾曬，然后進行篩分。在進行晾曬前，對土體含水率進行測量，為21%。

土體加固試驗中采用化學物質摻入試驗土樣，或者降低土體含水率，從而提高土體的力學性質，達到土體加固的目的。常見化學物質包括：水玻璃溶液、氯化鈣溶液、超細水泥、硅粉與鋁粉的混合物或者微生物材料等[21-22]。試驗采用水灰比為1∶1的超細硅酸鹽水泥漿液與試驗土體進行混合，超細硅酸鹽水泥漿液用量為制備加固土體的試驗土樣質量的8%，如圖1所示。

圖1 試驗土樣

1.3 試驗方法

試驗在尺寸為150 cm×120 cm×150 cm(長×寬×高)的模型箱內進行，如圖2所示，為了消除邊界效應，在模型箱四周涂抹潤滑油。首先，將支護結構架設到指定位置，然后，對模型箱進行分層填土并灑水浸潤。每次填土高度15 cm，然后采用平板夯實裝置，對填土進行夯實，如圖3所示。為實現坑底加固，采用預先填筑加固土體的方法，填土到一定高度，用隔板隔出加固區(qū)域，將制備好的加固土體填入區(qū)域并壓實，形成加固區(qū)，然后繼續(xù)填土至坑頂。裙邊加固范圍為25 cm×20 cm(寬×深)。靜置一段時間后對土體進行開挖，土體分3層開挖，第1層與第2層開挖15 cm，第3層開挖10 cm。為減小開挖過程中擾動的影響，在模型箱一側設置了出土口，填土過程中，用3塊木板將出土口擋住，每挖一層土前抽離相應位置的木板，使之從出土口排出。

圖2 試驗模型箱

圖3 試驗土樣填筑Fig.3 The reinforced soil

1.4 試驗監(jiān)測內容

1.4.1 位移監(jiān)測 采用數顯百分表對基坑中間無支撐處的坑頂地表沉降、有支撐處與無支撐處的冠梁側向位移、支撐下方的樁身彎矩和中間無支撐處的樁后土壓力進行監(jiān)測，百分表的精度為0.01 mm，如圖4所示。

1.4.2 彎矩監(jiān)測 應變片沿著支護樁進行粘貼，在坑底以上，每隔100 mm布置一個；坑底以下，每隔50 mm布置一個。由于試驗土樣含水率較高，所以，在應變片表面涂抹了環(huán)氧樹脂及玻璃膠進行防水處理。將應變片測得的應變根據材料力學中彎矩計算公式進行計算，得到支護結構的彎矩。

1.4.3 土壓力監(jiān)測 微型土壓力盒采用云石膠粘貼在支護樁迎土測，沿著支護樁每隔100 mm布置一個，共布置7個，如圖4所示。微型土壓力盒的量程為50 kPa，精度為0.1%，直徑為1 cm，厚度為4.2 mm。該土壓力盒無需進行防水處理。

圖4 監(jiān)測裝置布置圖Fig.4 The plan of monitoring

2 試驗結果分析

2.1 坑頂地表沉降

監(jiān)測結果如圖5所示，地表沉降隨著土層的開挖而逐漸增大，隨著與冠梁距離的增加，地表沉降先增大后減小。與未進行坑底加固的情況對比，趨勢基本一致，最大地表沉降位置相同，相差0.10 mm，最大沉降減小了約6.9%。

圖5 地表沉降監(jiān)測值Fig.5 The monitoring value of the surface

2.2 冠梁側向位移

冠梁側向位移如圖6所示，冠梁側向位移隨著土層的開挖而增大，但不呈線性關系。有支撐處冠梁與無支撐處冠梁最終側向位移分別為0.68 mm和0.92 mm。有支撐處冠梁位移增加趨勢較無支撐處冠梁更為緩慢。與未進行土體加固的情況進行對比，有支撐處冠梁與無支撐處冠梁側向位移分別減小了0.32 mm和0.38 mm，側向位移平均降低了約30%。

圖6 冠梁側向位移試驗值Fig.6 The lateral deformation of top

2.3 樁身彎矩

裙邊加固模型試驗同樣選取了兩根位置對稱的支護樁進行彎矩監(jiān)測，監(jiān)測結果如圖7所示。隨著土體的開挖，支護結構彎矩的絕對值增加，最大正彎矩的位置逐漸下移。第1層土體開挖完成后，支護結構最大正彎矩為0.12 N·m，位于距離樁頂10 cm處；第2層土體開挖完成后，支護結構最大正彎矩為0.59 N·m，位于距離樁頂20 cm處；第3層土體開挖完成后，支護結構最大正彎矩為0.99 N·m，位于距離樁頂30 cm處。與未進行土體加固的情況對比，支護結構最大正彎矩減小了6.6%。

圖7 彎矩監(jiān)測值Fig.7 The monitoring value of bending

2.4 樁后土壓力

試驗過程中，距離樁頂10、50、60 cm處的土壓力盒的度數明顯超過量程，所以剔除這3個土壓力盒測得的數據。由圖8可知，未開挖前土壓力的實測值與靜止土壓力計算值，在趨勢上一致，隨著土體的深度增加，土壓力逐漸增大。支護結構上半部分的土壓力隨著土體開挖而減小，原因是土體的開挖造成支護結構向坑內發(fā)生側向位移，支護樁上半部分受到的土壓力從靜止土壓力向主動土壓力轉變；但是，支護樁底端的土壓力卻相反，隨著土體的開挖而增大，原因是樁底的土壓力從靜止土壓力向被動土壓力轉化。

圖8 樁后土壓力監(jiān)測值Fig.8 The comparison of bending

3 數值模擬

3.1 計算模型的建立

模型所有部件尺寸與試驗尺寸一致。數值模擬中，對土體四周進行相應方向的約束，來代替模型箱的作用。

試驗完成后，對試驗土樣以及加固土體進行取樣，進行簡單的土工試驗，測得的主要參數見表2。土體本構采用劍橋模型，加固土體、冠梁、內支撐以及支護樁簡化成彈性體，采用彈性模型。劍橋模型中，3個關鍵參數M、λ、κ需要進行固結試驗與三軸壓縮試驗才能確定，由于條件限制，并未進行試驗。參照文獻[23]，選取含水率較接近的武漢地區(qū)軟土。為保證模型的收斂性，將冠梁與內支撐模型合并成一個部件。樁-土之間的接觸采用面-面捆綁接觸，并將支護結構面作為主面，模型圖如圖9所示。

表2 材料參數Table 2 The material parameters

圖9 裙邊加固模型Fig.9 The model of the skirt border

3.2 計算結果分析

選取冠梁側向位移與坑頂地表隆起的計算結果和試驗結果進行對比，如圖10所示。冠梁的側向位移計算值與試驗值趨勢基本一致；有支撐處與無支撐處冠梁最終結果分別相差了0.096 mm和0.062 mm。地表沉降呈勾字形，在距離冠梁0～25 cm內，地表沉降逐漸增加，最大值為1.185 mm；距離冠梁超過25 cm后，地表沉降逐漸減小，在85 cm處，地表沉降為1.02 mm。數值上有所差別，主要原因是試驗中土體不均勻且土體開挖過程中仍有一定擾動，但反映規(guī)律基本一致，可以認為數值計算對試驗的模擬合理。

圖10 計算值與監(jiān)測值對比Fig.10 The comparisons between calculated and

3.3 土體加固尺寸中影響基坑變形的主、次要因素

裙邊加固需要考慮土體加固寬度和加固深度，為研究哪個因素對基坑變形的影響更大，分別選取0.3H、0.4H、0.5H的加固深度和0.3H、0.4H、0.5H加固深寬(H為開挖深度)，進行全組數值模擬，共計9種工況。將支護結構最大側向位移和坑底最大隆起作為評定指標，進行極差分析。計算結果見表3。

表3 計算結果表Table 3 Calculation results

加固深度與寬度對坑底隆起存在影響。土體加固深度越大、加固寬度越大，基坑坑底隆起越小。RM>RN，對于坑底隆起，土體的加固深度比加固寬度影響更大。

綜合考慮，加固深度是影響基坑變形的主要因素。為了控制基坑變形，增加土體加固深度比增加加固寬度效果更好。

3.4 土體加固深度基坑變形的影響

由上文可知，加固土體深度越大，基坑變形越小。但實際工程中，土體加固的造價太高，無限制提高土體加固深度，會造成巨大的浪費。為找到合理的加固深度，取土體加固寬度為0.4H，土體加固深度分別為0.2H、0.3H、0.35H、0.4H、0.45H和0.5H共6種工況，建立模型進行計算。

表4 結果分析表Table 4 The data analysis of results

支護結構最大側向位移變化如圖11所示，0.2H～0.35H之間，曲線斜率最大；0.35H～0.45H之間，曲線斜率次之；0.45H～0.5H之間，曲線斜率最小。這反映了在裙邊加固情況下支護結構側向位移變化與加固深度并不呈線性關系。加固深度為0.2H～0.35H時，抑制支護結構側向位移效果最明顯；加固深度為0.35H～0.45H時，抑制支護結構側向位移效果逐漸減弱；加固深度為0.45H～0.5H時，支護結構側向位移變化不大。

圖11 不同加固深度下支護結構最大側向位移Fig.11 The max lateral displacement under different

坑底隆起計算結果如圖12所示，加固寬度一定，隨著土體加固深度的增加，坑底最大隆起變化較小。在距離樁超過35 cm后，不同加固深度工況下，坑底隆起曲線幾乎重合；在距離樁35 cm以內，坑底隆起曲線差異明顯。土體加固寬度為16 cm時，在土體加固范圍內，隨著土體加固深度的增加，坑底隆起逐漸減小。

圖12 不同加固深度下坑底隆起Fig.12 The soil anti-heave under different

綜合考慮加固深度對支護結構的側向位移及坑底隆起影響，裙邊加固情況下，土體加固深度宜取基坑開挖深度的0.35～0.4倍。

3.5 土體加固寬度對基坑變形的影響

為研究裙邊加固合理的加固寬度，取土體加固深度為0.4H，土體加固寬度分別為0.3H、0.35H、0.4H、0.45H和0.5H共5種工況進行計算。

支護結構側向位移計算結果如圖13所示。隨著土體加固深度的改變，支護結構的側向位移略微減小，變化不大。同時，支護結構最大側向位移均為與距離樁頂15 cm處。

圖13 不同加固寬度下支護結構側向位移Fig.13 The lateral displacement under different

坑底隆起的計算結果如圖14所示。在與樁垂直距離超過35 cm后，坑底隆起曲線基本重合?？拥茁∑鹱畲笾滴挥诨又虚g位置，基本沒有變化。在與樁垂直距離0～35 cm，坑底隆起曲線差異明顯，土體加固寬度越大，坑底隆起越小。

圖14 不同加固深度下坑底隆起Fig.14 the soil anti-heave under different

在5種不同土體加固寬度工況下，通過基坑變形對比可知，土體加固寬度對控制基坑變形有一定的作用，加固寬度超過0.3H時，坑底最大隆起變化不大。

4 結論

通過模型試驗和數值模擬相結合，對基坑底部土體裙邊加固后基坑的變形與受力進行研究，得到以下結論：

1)基坑底部土體裙邊加固可以有效減小支護結構的側向位移；但對減小坑頂地表沉降效果不明顯；樁身彎矩也有所減小，但不明顯。

2)在土體開挖過程中，支護樁隨坑底某一點發(fā)生轉動，造成樁后土壓力發(fā)生不同程度變化。

3)裙邊加固中，土體的加固深度相較于加固寬度對基坑變形影響更大，通過增加土體的加固深度來減小基坑變形效果更好。

4)坑底土體裙邊加固情況下，加固深度與寬度超過一定范圍后，加固效果沒有明顯提升。在含水率為20%左右的粘土中，加固深度宜取0.3～0.4倍的開挖深度，加固寬度宜取0.35～0.45倍的開挖深度。