胡瑞庚 劉紅軍②③ 王兆耀 郗玉婷

(①中國(guó)海洋大學(xué)環(huán)境科學(xué)與工程學(xué)院， 青島 266100， 中國(guó))(②山東省海洋環(huán)境地質(zhì)工程重點(diǎn)實(shí)驗(yàn)室， 青島 266100， 中國(guó))(③海洋環(huán)境與生態(tài)教育部重點(diǎn)實(shí)驗(yàn)室， 青島 266100， 中國(guó))(④青島理工大學(xué)土木工程學(xué)院， 青島 266033， 中國(guó))(⑤青建集團(tuán)股份公司， 青島 266100， 中國(guó))

0 引 言

現(xiàn)代化城市建設(shè)往往采用“見縫插針”的方式，特別對(duì)于老城的拆建區(qū)，擬建建筑可能位于四周已建建筑群中，這就要求擬建建筑在建設(shè)過程中盡可能減少對(duì)周圍環(huán)境的擾動(dòng)，而深基坑工程涉及對(duì)土體的開挖卸載，容易對(duì)周圍環(huán)境造成擾動(dòng)。

青島為海濱丘陵城市，具有典型的“土巖組合”地層結(jié)構(gòu)，以土巖組合界面為限，上、下體現(xiàn)為力學(xué)性質(zhì)幾乎完全不同的兩種材料，需考慮支護(hù)結(jié)構(gòu)在土、巖材料中的受力性能差異進(jìn)行設(shè)計(jì)(Ma et al.，2008; 張勇等， 2009; 陳竑然等， 2019)。

目前國(guó)內(nèi)外學(xué)者主要采用數(shù)值模擬與現(xiàn)場(chǎng)實(shí)測(cè)的方法對(duì)土巖基坑支護(hù)結(jié)構(gòu)變形規(guī)律進(jìn)行研究，并取得了一定的研究成果。劉紅軍等(2011， 2012)分別采用雙排樁加錨桿、雙排吊腳樁、吊腳樁加錨索等方式對(duì)土巖基坑進(jìn)行支護(hù)，取得了良好效果，開挖引起的土體變形得到了有效控制。徐錦斌等(2014)采用PLAXIS有限元軟件，研究了土巖基坑開挖過程中支護(hù)結(jié)構(gòu)變形和受力規(guī)律。張傳軍等(2016)采用吊腳樁聯(lián)合錨索對(duì)土巖基坑進(jìn)行支護(hù)，結(jié)果發(fā)現(xiàn)：當(dāng)上覆土層較薄時(shí)，支護(hù)結(jié)構(gòu)的變形主要集中在上覆土層中。祝文化等(2012)研究了不同荷載組合狀態(tài)下地鐵車站土巖基坑變形規(guī)律。白曉宇等(2018)對(duì)土巖基坑的樁錨聯(lián)合內(nèi)支撐支護(hù)結(jié)構(gòu)進(jìn)行變形分析，結(jié)果表明基坑水平位移的最大值出現(xiàn)在上部軟弱土層。周賀(2011)、吳燕開等(2013)、翟桂林(2013)、鄭學(xué)東(2017)分別對(duì)土巖基坑開挖引起的周圍土體變形規(guī)律進(jìn)行了研究，得到了周圍土體變形模式。彭晶(2014)、閆楠等(2015)探討了鄰近超載對(duì)土巖基坑變形的影響規(guī)律。

基坑開挖的不同階段、不同部位的應(yīng)力變化過程不同，即土體卸荷的應(yīng)力路徑不同，要準(zhǔn)確描述開挖引起的變形問題，需要能反映土體加卸載剛度差異、土體剪切硬化和壓縮硬化的高級(jí)本構(gòu)模型。 Benz(2006)、Yin (2010)、Ardakani et al.(2014)、Shao et al.(2015)采用能同時(shí)考慮土的剪切硬化和壓縮硬化的硬化土模型(Hardening Soil Model， HS)對(duì)基坑變形問題進(jìn)行了數(shù)值計(jì)算和驗(yàn)證。Xu et al.(2010)對(duì)比了不同本構(gòu)模型在基坑工程分析中的適用性，表明硬化類本構(gòu)模型適用于敏感環(huán)境下基坑開挖變形分析。王春波等(2014)推導(dǎo)了HS模型有限差分格式，并用于基坑分析，得出HS模型不僅能反映土體的剪脹性和壓硬性，還能反映不同區(qū)域土體的應(yīng)力路徑。管飛(2010)采用小應(yīng)變硬化土模型(HSS)計(jì)算了軟土基坑開挖對(duì)周圍環(huán)境的影響，驗(yàn)證了HSS模型在軟土基坑工程中的適用性。王衛(wèi)東等(2013)獲得了HSS模型的參數(shù)，為進(jìn)一步應(yīng)用HSS模型提供了借鑒作用。

由以上學(xué)者們的研究成果可以看出：不管選用何種支護(hù)形式，土巖基坑支護(hù)結(jié)構(gòu)的變形主要集中在上覆土層中； 已有研究采用數(shù)值模擬與現(xiàn)場(chǎng)監(jiān)測(cè)結(jié)合的方法得到了支護(hù)結(jié)構(gòu)的變形規(guī)律，但對(duì)于鄰近建筑物等敏感環(huán)境下土巖基坑支護(hù)結(jié)構(gòu)的變形規(guī)律研究較少，而且對(duì)土巖基坑中的土體多選用理想彈塑性模型(如莫爾-庫侖模型)，關(guān)于敏感環(huán)境下土巖基坑開挖引起的變形分析問題，對(duì)土體本構(gòu)模型適用性的研究較少見?；诖?，本文基于PLAXIS有限元軟件，以鄰近建筑物的濱海土巖組合基坑工程為例，選用微型鋼管樁-錨桿-土釘支護(hù)方式，探討不同土體本構(gòu)模型對(duì)基坑開挖引起支護(hù)結(jié)構(gòu)變形問題的適用性，在此基礎(chǔ)上，研究本案例支護(hù)形式中兩個(gè)關(guān)鍵因素(錨桿預(yù)應(yīng)力系數(shù)、微型鋼管樁抗彎剛度)對(duì)支護(hù)結(jié)構(gòu)變形的影響規(guī)律。

1 工程概況及設(shè)計(jì)支護(hù)方案

擬建場(chǎng)區(qū)位于青島市遼陽路以南，福州路以西，共包括1幢18層建筑， 1幢3層建筑，兩棟樓下均帶有兩層地下室。

擬建場(chǎng)區(qū)整體地形自西南向東北緩傾，鉆孔地面標(biāo)高：56.39～63.75 m。場(chǎng)區(qū)屬剝蝕堆積緩坡地貌，場(chǎng)區(qū)揭露的第四系厚度約4.0～10.9 m，鉆探結(jié)果表明，場(chǎng)區(qū)第四系結(jié)構(gòu)簡(jiǎn)單，層序清晰，由全新統(tǒng)粉質(zhì)黏土層、上更新統(tǒng)洪沖積層組成。場(chǎng)區(qū)基巖主要為粗?；◢弾r，局部受微構(gòu)造影響穿插構(gòu)造破碎帶。

本文選取鄰近建筑物的基坑一側(cè)作為計(jì)算單元。計(jì)算單元上覆土層只有粉質(zhì)黏土，厚度約4.3～5.9 m，土層下面是花崗巖強(qiáng)風(fēng)化帶，基坑開挖約13.08～15.65 m，地下水位深度約6.3～6.8 m，分布于花崗巖強(qiáng)風(fēng)化帶中。

對(duì)基坑地下水控制采用管井降水方案，井壁管孔徑φ650 mm，濾水管內(nèi)徑φ400 mm，深度15.2～23.0 m，間距7.5～8.7 m。本單元距基坑開挖邊線0.8 m處有地下管線，距2.7 m處有1幢3層建筑物，由于基坑鄰近建筑物和地下管線，對(duì)變形控制要求較高，開挖前采用微型鋼管樁超前支護(hù)，在開挖過程中，微型樁可以承擔(dān)部分側(cè)面土壓力從而減小基坑邊坡的變形量(施有志等， 2018; 趙夢(mèng)怡等， 2018; 李楠等， 2019)。在基坑開挖過程中，分層間隔打設(shè)土釘、預(yù)應(yīng)力錨桿。

采用彈性支點(diǎn)法對(duì)支護(hù)方案進(jìn)行設(shè)計(jì)計(jì)算，基坑支護(hù)結(jié)構(gòu)安全等級(jí)取二級(jí)(建筑基坑支護(hù)技術(shù)規(guī)程(JGJ120-2012))，計(jì)算得到的支護(hù)設(shè)計(jì)方案見圖1。

圖1 支護(hù)方案設(shè)計(jì)圖Fig.1 Project design of supporting structuresTD為土釘； MG為錨桿

2 有限元模型建立

基于上文的方案設(shè)計(jì)，采用PLAXIS有限元軟件建立基坑有限元模型?；娱_挖影響分析采用平面應(yīng)變模型，計(jì)算單元中基坑開挖深度15.65 m，為減小邊界條件的影響，模型深度取1.8倍的基坑開挖深度，即27 m，長(zhǎng)度為30 m。為提高計(jì)算精度，模型采用15節(jié)點(diǎn)單元。鄰近基坑的建筑物采用框架結(jié)構(gòu)進(jìn)行模擬，內(nèi)部填充線彈性材料，建筑物產(chǎn)生的超載施加于基礎(chǔ)埋深處。

2.1 土體本構(gòu)模型參數(shù)的選取

為獲得適用于土巖組合基坑問題分析的土體本構(gòu)模型，土層分別選取莫爾-庫侖模型(MC)、修正劍橋模型(MCC)、硬化土模型(HS)、小應(yīng)變硬化土模型(HSS)，巖層選取莫爾-庫侖模型(MC)，各本構(gòu)模型的參數(shù)獲取如下所述：

2.1.1 莫爾-庫侖模型(MC)

本文選取計(jì)算案例的勘察報(bào)告給出了土層泊松比ν、黏聚力c、內(nèi)摩擦角φ的值，彈性模量E根據(jù)高大釗等(2006)給出的彈性模量與壓縮模量之間經(jīng)驗(yàn)公式而獲得，根據(jù)Bolton(1986)的研究，對(duì)于黏性土ψ一般取為0。采用MC模型時(shí)土層的參數(shù)取值見表1。

表1 土(巖)層的參數(shù)取值表(MC模型)Table1 Parameter values of soils(MC model)

2.1.2 修正劍橋模型(MCC)

修正劍橋模型需要破壞常數(shù)M、回彈參數(shù)κ、各向等壓固結(jié)參數(shù)λ、初始孔隙比einit和卸載泊松比νur5個(gè)參數(shù)，其中M、einit分別根據(jù)式(1)、式(2)確定(趙成剛， 2012)，κ、λ、νur根據(jù)陳建峰等(2003)、陳源(2014)推薦的方法獲得，采用MCC模型時(shí)土層的參數(shù)取值見表2。

表2 土層的參數(shù)取值表(MCC模型)Table2 Parameter values of soils(MCC model)

(1)

(2)

式中：φ為土體內(nèi)摩擦角(°)；Gs土體比重；ω為土體含水率；ρω為水的密度(g·cm-3);ρ為土體密度(g·cm-3)

2.1.3 硬化土模型(HS)

表3 土層的參數(shù)取值表(HS模型)Table3 Parameter values of soils(HS model)

圖2 三軸固結(jié)排水試驗(yàn)的偏應(yīng)力-應(yīng)變曲線Fig.2 The curve of partial stress-strain under triaxial consolidation drainage tests

(3)

2.1.4 小應(yīng)變硬化土模型(HSS)

HSS模型的輸入?yún)?shù)有13個(gè)，其中11個(gè)參數(shù)與HS模型相同(表3)，除此之外，HSS模型增加了考慮土體小應(yīng)變的2個(gè)參數(shù)：小應(yīng)變范圍初始剪切模量G0和剪切應(yīng)變水平γ0.7(割線模量G0減小到70%G0時(shí)的應(yīng)變水平)。

G0、γ0.7采用王衛(wèi)東等(2013)推薦的方法獲得，通過計(jì)算，粉質(zhì)黏土層這2個(gè)參數(shù)取值分別為：G0=127.5 MPa，γ0.7=6.13×10-7。

2.2 結(jié)構(gòu)單元參數(shù)

采用板單元模擬微型鋼管樁，采用點(diǎn)對(duì)點(diǎn)錨桿單元模擬錨桿的自由段，采用土工格柵單元模擬錨桿的錨固段和土釘。

2.2.1 板單元

微型鋼管樁采用板單元模擬，微型鋼管樁的彈性模量E=220 GPa，注漿體彈性模量E=25.5 GPa，樁直徑273 mm，樁的水平間距為1.5 m。

根據(jù)PLAXIS模型手冊(cè)(Brinkgreve et al.，2010)計(jì)算得到板單元的輸入?yún)?shù)為：等效厚度d=0.122 62 m，抗壓剛度EA=3.126×106ikN，抗彎剛度EI=3917.81 kN·m2。

2.2.2 土工格柵單元

土釘采用土工格柵單元模擬，根據(jù)PLAXIS模型手冊(cè)(Brinkgreve et al.，2010)計(jì)算得到的各層土釘?shù)妮斎雲(yún)?shù)見表4。

表4 土工格柵單元輸入?yún)?shù)取值表Table4 Parameter values of geogrid elements

2.2.3 點(diǎn)對(duì)點(diǎn)錨桿單元

錨桿的錨固段采用點(diǎn)對(duì)點(diǎn)錨桿單元模擬，錨桿的自由段采用土工格柵單元模擬，根據(jù)PLAXIS模型手冊(cè)(Brinkgreve et al.，2010)計(jì)算得到的錨桿單元輸入?yún)?shù)見表5。

表5 點(diǎn)對(duì)點(diǎn)錨桿單元輸入?yún)?shù)取值表Table5 Parameter values of point to point anchor elements

2.3 模擬工況

基坑的開挖是分時(shí)、分段、分步進(jìn)行的，同時(shí)在基坑開挖過程中會(huì)穿插打設(shè)預(yù)應(yīng)力錨桿和土釘進(jìn)行支護(hù)，結(jié)合本案例基坑開挖、支護(hù)的順序，將模擬的基坑開挖有限元模型建立5個(gè)工況，分別為：

工況1：施加建筑物超載，并將產(chǎn)生的位移清零；

工況2：打設(shè)微型鋼管樁； 開挖4.4 m，打設(shè)MG1；

工況3：開挖3.5 m，打設(shè)TD1、MG2；

工況4：開挖3.5 m，打設(shè)TD2；

工況5：開挖4.25 m，打設(shè)MG3、TD3；

3 計(jì)算結(jié)果分析

3.1 不同本構(gòu)模型結(jié)果對(duì)比分析

3.1.1 基坑開挖引起的豎向位移

不同本構(gòu)模型計(jì)算得到的豎向位移云圖如圖3所示。

從圖3可以看出，MC模型中基坑開挖引起的周圍環(huán)境沉降模式與其他3個(gè)模型不同，MC模型中基坑開挖引起的豎向位移最大值為3.06 mm，發(fā)生在第一道錨桿的錨固端附近，MCC、HS與HSS模型中基坑開挖引起的周圍環(huán)境沉降模式相似，豎向位移最大值均發(fā)生在鄰近建筑物基底處，其中MCC模型中豎向位移最大值為180.36 mm， HS與HSS模型中的最大豎向位移相近，分別為35.96 mm、35.29 mm，約為MCC模型計(jì)算值的19.94%、19.57%。

圖3 不同本構(gòu)模型下豎向位移云圖Fig.3 Vertical displacement nephograms under different constitutive modelsa.MC模型； b.MCC模型； c.HS模型； d.HSS模型

為量化比較不同本構(gòu)模型情況下基坑周圍土層沉降值與實(shí)測(cè)值的差異，在程序中提取從基坑開挖邊至距坑邊22.5 m范圍內(nèi)地表的沉降值，并與現(xiàn)場(chǎng)實(shí)測(cè)值進(jìn)行比較(圖4)。

圖4 不同本構(gòu)模型下基坑開挖引起的地表沉降曲線Fig.4 The curves of vertical displacements induced by excavation under different constitutive models

如圖4所示，MC模型中基坑周圍地表沉降幾乎為零，與實(shí)測(cè)值相差較大，不能反映在鄰近建筑物超載情況下，基坑開挖卸載引起的周圍環(huán)境的沉降變化規(guī)律，原因是MC模型作為理想彈塑性模型，適用于極限平衡條件下土體強(qiáng)度的分析問題，而不適于描述土體的變形和應(yīng)力-應(yīng)變過程。

MCC模型中建筑物基底沉降值約為180.21 mm，約為實(shí)測(cè)值的3.11倍，說明MCC模型過分反映了基坑開挖卸載引起的周圍環(huán)境沉降值，這是由于MCC模型雖然能反映土體的壓硬性，而基坑開挖引起周圍土層的側(cè)向壓力減小，屬于卸載過程，MCC模型不能反映土體軟化特性，故其描述應(yīng)力路徑變化引起的土體豎向變形效果較差。

HS、HSS模型中基坑開挖引起的地表沉降模式相似，與實(shí)測(cè)值的變化趨勢(shì)一致，由于HS、HSS模型不僅能同時(shí)反映土體的剪切硬化和壓縮硬化，而且能反映加、卸載剛度的差異，能較好的反映在鄰近建筑物超載情況下，基坑開挖卸載引起的周圍環(huán)境的沉降變化規(guī)律。

在HSS模型中，分別距基坑開挖邊L處提取地表沉降值，得到不同計(jì)算點(diǎn)沉降值隨開挖工況的變化曲線(圖5)：

圖5 地表沉降計(jì)算值隨開挖工況的變化曲線Fig.5 The curves of vertical displacements under different excavation conditionsa.鄰近建筑物靠近基坑一側(cè)； b.鄰近建筑物遠(yuǎn)離基坑一側(cè)

由圖5可以看出，分別在距建筑物距離L=2.58 m、L=10.59 m處，基坑開挖引起的沉降值最大，基坑開挖對(duì)鄰近建筑物靠近基坑一側(cè)計(jì)算點(diǎn)的沉降值影響顯著。相比于其他工況，工況2(開挖4.4 m，打設(shè)MG1)引起的計(jì)算點(diǎn)沉降值增加明顯，說明土層沉降對(duì)初始卸載的反應(yīng)最為敏感。隨著基坑開挖的進(jìn)行，計(jì)算點(diǎn)的沉降值變化幅度減緩，在進(jìn)行至工況5(基坑開挖至基底)，計(jì)算點(diǎn)的沉降值趨于穩(wěn)定。

3.1.2 基坑開挖引起的水平位移

為比較不同本構(gòu)模型情況下計(jì)算的水平位移值與實(shí)測(cè)值的差異，提取不同深度處樁身水平位移值(圖6)。

圖6 不同本構(gòu)模型下樁身水平位移變化曲線Fig.6 The curves of horizontal displacement of pile under different constitutive models

如圖6所示，不同本構(gòu)模型計(jì)算得到的樁身水平位移最大值均發(fā)生在地表處，方向均指向坑內(nèi)，由于錨桿預(yù)應(yīng)力的約束作用，樁身在第一道錨桿(MG1)處，均發(fā)生指向坑外的位移； 在花崗巖強(qiáng)風(fēng)化層中，由于花崗巖均采用的MC模型，計(jì)算得到的水平位移值基本相同，樁身水平位移在錨桿約束處為零，在兩層錨桿之間發(fā)生指向坑內(nèi)的水平位移。

在粉質(zhì)黏土層中，MC模型中地表最大水平位移為10.73 mm，約為實(shí)測(cè)值的59.72%，兩者相差較大，說明MC模型不能準(zhǔn)確計(jì)算出基坑開挖引起的樁身水平位移，而且隨著基坑開挖深度的增加，MC模型計(jì)算的樁身水平位移值與實(shí)測(cè)值的誤差逐漸增大。

MCC模型中地表最大水平位移為19.86 mm，約為實(shí)測(cè)值的1.11倍，在第一道錨桿處，水平位移為6.18 mm，約為實(shí)測(cè)值的50.22%，說明MCC模型能準(zhǔn)確的計(jì)算出地表處的最大水平位移值，但隨著基坑開挖深度的增加，MCC模型計(jì)算的樁身水平位移值與實(shí)測(cè)值的誤差逐漸增大。

相比于HS模型，HSS模型中樁身水平位移值與實(shí)測(cè)值更為接近，HSS模型計(jì)算的地表最大水平位移為15.97 mm，約為實(shí)測(cè)值的88.87%，在第一道錨桿處，水平位移為10.31 mm，約為實(shí)測(cè)值的83.75%，說明HSS模型能較準(zhǔn)確的描述鄰近建筑物超載、基坑開挖卸載引起的樁身水平位移的變化規(guī)律，這是由于基坑工程中的土體在工作荷載下一般仍處于小應(yīng)變狀態(tài)(賴勇等， 2005; Teo et al.，2012)，HSS模型考慮了小應(yīng)變范圍內(nèi)土體的剪切剛度的非線性，并考慮了鄰近建筑物超載、基坑開挖卸載引起的加荷和卸荷過程中土體的剛度差異，較準(zhǔn)確地描述了該過程土體的剪切硬化和壓縮硬化。

綜合比較豎向位移圖、水平位移圖可知，HSS模型較適用于描述鄰近建筑物土巖組合基坑的變形規(guī)律。

3.2 基于HSS本構(gòu)模型的結(jié)果分析

3.2.1 錨桿預(yù)應(yīng)力系數(shù)對(duì)土層水平位移的影響

粉質(zhì)黏土選取HSS模型，錨桿鎖定預(yù)應(yīng)力分別取錨桿軸向拉力設(shè)計(jì)值(N)的0.5倍、0.75倍、0.85倍、1.0倍、1.1倍，即預(yù)應(yīng)力系數(shù)η分別為0.5、0.75、0.85、1.0、1.1，具體參數(shù)取值見表6。

表6 錨桿張拉力取值表Table6 Parameter values of anchor pre-stress

為比較不同深度處錨桿預(yù)應(yīng)力系數(shù)η對(duì)水平位移值的影響規(guī)律，提取不同預(yù)應(yīng)力系數(shù)下樁身的水平位移值(圖7)。

圖7 不同預(yù)應(yīng)力系數(shù)η下樁身水平位移曲線Fig.7 The curves of horizontal displacement of pile under different prestress coefficients η

由圖7可以看出，不同預(yù)應(yīng)力系數(shù)η下，樁身水平位移最大值均出現(xiàn)在地表處，方向均指向坑內(nèi)； 在第一道錨桿(MG1)處，當(dāng)η=0.5時(shí)，樁身發(fā)生指向坑內(nèi)的水平位移，當(dāng)η>0.75時(shí)，樁身均發(fā)生指向坑外的水平位移，且水平位移的發(fā)展與η呈正相關(guān)，這是由于錨頭處約束力隨著η的增加而增大，錨頭處約束力的增加對(duì)該處水平位移的控制發(fā)揮有利作用，同時(shí)，地表水平位移隨著η的增加而增大，這對(duì)地表水平位移的控制是不利的，因此，第一道錨桿的預(yù)應(yīng)力系數(shù)η對(duì)錨桿和地表處水平位移的控制具有顯著影響。

在花崗巖風(fēng)化層，隨開挖深度的增加，相鄰兩道錨桿之間樁身水平位移以錨桿處為支點(diǎn)，呈“鼓肚狀”分布，方向指向坑內(nèi)，最大值出現(xiàn)在相鄰兩道錨桿中點(diǎn)處。相鄰兩道錨桿支點(diǎn)處樁身水平位移、樁身最大水平位移隨η的增加而減小，但當(dāng)η>0.75時(shí)，η對(duì)樁身水平位移的影響效果減弱。

3.2.2 微型鋼管樁抗彎剛度對(duì)土層水平位移的影響

粉質(zhì)黏土選取HSS模型，鋼管樁注漿體的彈性模量E為25.5GPa，分別設(shè)置鋼管樁的直徑D為273 mm、325 mm、377 mm，計(jì)算鋼管樁的軸向剛度EA、抗彎剛度EI，具體參數(shù)取值見表7。

表7 微型鋼管樁剛度輸入?yún)?shù)取值表Table7 Parameter values of rigidity of micro steel pipe pile

取錨桿的預(yù)應(yīng)力系數(shù)η=0.75，鋼管樁的直徑D取273 mm、325 mm、377 mm時(shí)計(jì)算得到的抗彎剛度分別為a、b、c，計(jì)算得到不同抗彎剛度下樁身水平位移變化曲線(圖8)。

圖8 不同抗彎剛度下樁身水平位移曲線Fig.8 The curves of horizontal displacement of pile under different flexural rigidity

由圖8可以看出，在地表處，樁身水平位移方向均指向坑內(nèi)，抗彎剛度對(duì)樁身水平位移的影響主要發(fā)生在自地表向第一錨桿深度范圍內(nèi)，當(dāng)抗彎剛度由a增加至c時(shí)，地表水平位移減小了6.50 mm，第一道錨桿處水平位移減小了1.74 mm，說明增加鋼管樁的抗彎剛度對(duì)地表處的水平位移控制效果更明顯。

由上文分析可知，不同錨桿預(yù)應(yīng)力系數(shù)η、不同微型鋼管樁抗彎剛度情況下樁身水平位移最大值均出現(xiàn)在地表處，同時(shí)，地表水平位移與第一道錨桿預(yù)應(yīng)力系數(shù)η的變化呈正相關(guān)。因此，為分析錨桿預(yù)應(yīng)力系數(shù)η和鋼管樁抗彎剛度的聯(lián)合作用對(duì)樁身水平位移的影響規(guī)律，可選取地表處和第一道錨桿處樁身水平位移為控制因素，得到地表處和第一道錨桿處樁身水平位移變化曲線(圖9)。

圖9 地表處和第一道錨桿處樁身水平位移變化曲線Fig.9 The curves of horizontal displacement of pile at ground surface and the first anchor圖中負(fù)值位移方向指向坑內(nèi)

由圖8、圖9可以看出，相鄰兩道錨桿之間樁身水平位移以錨桿處為支點(diǎn)，呈“鼓肚狀”分布，且支點(diǎn)處樁身水平位移隨η的增加而減小，即當(dāng)η較小時(shí)，可認(rèn)為錨桿在支點(diǎn)處的約束力不夠，樁身仍會(huì)發(fā)生指向坑內(nèi)的位移，此時(shí)的η不能很好地控制樁身水平位移。因此，取第一道錨桿處樁身水平位移為零，可以確定η的取值范圍。

如圖9所示，當(dāng)η的取值范圍確定后，根據(jù)基坑周圍環(huán)境對(duì)水平變形的要求，選取合適的η目標(biāo)值，最后根據(jù)η目標(biāo)值確定鋼管樁抗彎剛度，從而使錨桿-微型鋼管樁形成變形協(xié)調(diào)的支護(hù)體系。

4 結(jié) 論

(1)MC模型不能反映在鄰近建筑物超載情況下，基坑開挖卸載引起的周圍環(huán)境的沉降變化規(guī)律，MCC模型過分反映了基坑開挖卸載引起的周圍環(huán)境沉降值，HS、HSS模型中基坑開挖引起的地表沉降模式相似，與實(shí)測(cè)值的變化趨勢(shì)一致。

(2)隨著基坑開挖深度的增加，MC、MCC模型計(jì)算的樁身水平位移值與實(shí)測(cè)值的誤差逐漸增大，HSS模型能較準(zhǔn)確地描述鄰近建筑物超載、基坑開挖卸載引起的樁身水平位移的變化規(guī)律。

(3)不同錨桿預(yù)應(yīng)力系數(shù)η和微型鋼管樁抗彎剛度情況下樁身水平位移最大值均出現(xiàn)在地表處，第一道錨桿的預(yù)應(yīng)力系數(shù)η對(duì)錨桿和地表處水平位移的控制具有顯著影響。

(4)取第一道錨桿處樁身水平位移為零，可以確定η的取值范圍，根據(jù)基坑周圍環(huán)境對(duì)水平變形的要求，選取合適的η目標(biāo)值，最后根據(jù)η目標(biāo)值確定鋼管樁抗彎剛度，從而使錨桿-微型鋼管樁形成變形協(xié)調(diào)的支護(hù)體系。