高程鵬

［上海市政工程設計研究總院（集團）有限公司，上海市200092］

0 引 言

在現(xiàn)行的臨水深基坑工程設計中，常采用的支護形式包括支撐式排樁圍護、地下連續(xù)墻圍護、樁錨式排樁圍護等。其中，支撐式排樁圍護與地下連續(xù)墻圍護對于內(nèi)部結構復雜的大型取水泵站等構筑物，需要進行繁瑣的換撐，或將支撐埋入與支撐相交的池壁中再割斷支撐，施工過程較為繁瑣。而樁錨式排樁圍護在土層條件適宜的情況下，可以不設置內(nèi)支撐，方便施工；且場地標高不要求整平至同一標高，對場地標高起伏較大的基坑工程有很好的適用性[1-2]。

本文以國內(nèi)西南部某城市取水工程中的泵站深基坑為例，介紹了樁- 錨支護在臨水深基坑中的設計應用，并利用Midas GTX NX 軟件建立了有限元分析模型。通過模擬基坑分步開挖的施工工況，分析了開挖過程中預應力錨索與圍護樁的受力和位移變化及地表沉降的變化規(guī)律，并與現(xiàn)行規(guī)范中推薦的m 值計算方法和工程實際監(jiān)測數(shù)據(jù)進行了對比。

m 值法為現(xiàn)行規(guī)范推薦方法[6]，在目前許多基坑設計軟件中（如啟明星frws、理正深基坑等）均廣泛應用，采用了常規(guī)的摩爾庫倫本構模型（MC 模型）。在實際工程設計中，工程師大多依賴于規(guī)范推薦的m 值法進行基坑圍護設計。而m 值法的計算結果與各層巖土體的水平反力系數(shù)m 值的取值有關，在缺少實地經(jīng)驗與試驗的條件下，僅依據(jù)規(guī)范推薦的經(jīng)驗公式計算得到的水平反力系數(shù)m 值，可能會導致計算結果與實際基坑變形產(chǎn)生一定偏差。

因此，本文借助于實際工程案例，對比分析了m值法、有限元法與基坑監(jiān)測數(shù)據(jù)，其結果表明，針對本工程案例，m 值法不能真實反映拉錨系統(tǒng)的內(nèi)力重分布過程；有限元法計算得到的地表沉降與實測沉降數(shù)據(jù)吻合較好，其樁身變形曲線規(guī)律與實測樁身變形數(shù)據(jù)較接近，但其計算得到的最大樁身位移小于實測數(shù)據(jù)。在實際工程設計中，可在采用m 值法的基礎上輔以有限元分析，以對基坑圍護變形有更加準確的判斷。

1 工程概況

國內(nèi)西南部某城市取水工程中，新建單體取水泵站基坑平面尺寸為83.05 m×71.80 m，最大開挖深度17.80 m，基坑安全等級為一級。取水泵站位于某已建干渠工程渠首部位，西側臨近水庫（即取水水源），距離水庫邊僅20 m。因此，基坑開挖前，須在基坑西側現(xiàn)狀渠首部位先施工擋水圍堰，并疏干工程范圍內(nèi)的地表水，然后再向下開挖基坑。基坑北側與南側為現(xiàn)狀民居（距離在50 m 以外），西側為現(xiàn)狀水庫，東側為已建干渠工程中的閘門控制室（單層框架結構）。

泵站基坑平面布置見圖1，圖1 中的數(shù)字表示場地絕對標高。由圖1 可知，現(xiàn)狀場地標高起伏較大。若將場地標高整平至同一標高，則整平所須開挖（回填）的土方量較大，且對周圍建筑及水庫環(huán)境影響較大。在無法將場地標高整平至同一標高時，內(nèi)支撐式圍護方案適用性較差，而樁錨式排樁圍護方案具有施工簡單、經(jīng)濟性好、工期短等優(yōu)點。因此，在經(jīng)過方案比選后，本基坑采用了樁錨式排樁圍護基坑方案。

圖1 泵站基坑平面布置圖（單位：m）

根據(jù)地勘報告，場地地貌屬于侵蝕、剝蝕圓狀低丘陵地貌。場地土性質自上而下見表1。場地的地表水為水庫水，水庫的常水位標高為75.5 m。場地的地下水為賦存于砂巖裂隙中的基巖裂隙水，與水庫水位有緊密的水力聯(lián)系，因此水量補給來源豐富，泵站基坑需施工止水帷幕。

2 支護結構設計方案

2.1 圍堰

在清除河底淤泥后圍堰采用袋裝土回填的方式筑成。圍堰筑成后再施工基坑圍護結構。圍堰回填區(qū)需行走鉆孔灌注樁機的區(qū)域采用適當比例的灰土回填。

2.2 圍護結構

圍護結構采用葷素咬合樁+ 預應力錨索的支護形式。排樁為φ1 000@700 葷素咬合樁，咬合處補設φ100 二次注漿管，兼做基坑止水帷幕。施工時先施工A 樁(素混凝土樁)，后施工B 樁(鋼筋混凝土樁)，A 樁與B 樁均采用水下C30 混凝土，A、B 樁長一致。葷素混凝土咬合樁示意見圖2。

圖2 葷素混凝土咬合樁示意圖

預應力錨索為拉力分散型錨索，單根錨索體采用1×7 預應力鋼絞線，公稱直徑15.2 mm，抗拉強度標準值1 860 MPa。錨索成孔傾角(和水平面夾角)采用20°～30°布置，成孔直徑為150 mm。拉力分散型錨索結構大樣見圖3，其中第一段錨固長度與第二段、第三段錨固長度相等。注漿采取二次注漿工藝，注漿材料為水泥漿，水灰比0.5。水泥均采用42.5 級普通硅酸鹽水泥，并摻早強劑。錨索的張拉與鎖定采用循環(huán)單拉單鎖法，即在進行錨索張拉時，先張拉并鎖定長度最短的錨索組，然后按照由短到長的順序依次張拉并鎖定長度較長的錨索組。在所有錨索完成單次張拉鎖定后，再同第一次順序再進行一次單拉單鎖，以此避免張拉鎖定過程中的預應力損失。

圖3 拉力分散型錨索結構大樣圖

2.3 典型支護剖面

基坑典型支護剖面見圖4、圖5。

表1 土層分層及土層參

圖4 基坑支護1-1 剖面

圖5 基坑支護2-2 剖面

圖4 所示為基坑圍堰側的剖面示意圖?；悠拭骈_挖深度13.8 m，基坑頂部5.5 m 范圍為擋水圍堰?；硬捎脙膳佩^索，第一排錨索水平間距2.4 m，第二排錨索水平間距4.8 m，成孔傾角均為30°，第一排錨索預加拉力值為200 kN，第二排為250 kN。

由圖4 可知，水庫常水位高度為75.5 m，洪水位高度為80.5 m。如果按照最高洪水位設計圍堰，則圍堰的堰腳會進入水庫航道線，來往船只可能會掏空侵蝕圍堰堰腳，對圍堰安全反而不利。因此，圍堰頂設計標高為77.0 m，而基坑圍護結構按照圍堰頂標高為81.0 m 的堆土荷載進行設計。若施工過程中水庫水位抬高至77.0 m 以上，圍堰頂部可以進行臨時堆土擋水。

基坑開挖深度最大側的剖面示意見圖5。圖5中基坑剖面開挖深度17.8 m，基坑頂部4 m 范圍內(nèi)進行放坡?；硬捎萌佩^索，第一排錨索水平間距2.4 m，第二、三排錨索水平間距4.8m，成孔傾角均為20°，各排錨索的預加拉力值均為350 kN。

3 數(shù)值計算模型

由于現(xiàn)場場地標高起伏較大，圖5 所示的基坑支護剖面開挖深度最深，為本基坑工程中的最不利剖面。因此，本文采用Midas GTX NX 軟件對圖5 所示基坑支護剖面進行了數(shù)值模擬。模型尺寸為93 m×48 m×47.5 m（x×y×z），模型共劃分19 895個節(jié)點，30 440 個單元，見圖6。土體本構采用Midas GTX NX 中的修正摩爾庫倫本構模型（MMC 模型），各土層的主要模型參數(shù)見表1，參數(shù)的取值源自于項目地質勘查報告，也參考了其他文獻[3-4]。

圖6 基坑支護有限元模型

錨索采用植入式桁架單元進行模擬。實際工程中拉力分散型錨索張拉與鎖定采用的是循環(huán)單拉單鎖法。在數(shù)值模擬中為加快計算速度，假定各排錨索的預應力一次性加載完成。各排錨索的預應力均為350 kN。

基坑圍護結構可按照剛度等效原則轉化為有限元模型中的板單元進行等效模擬[5]。圍護樁尺寸為φ1 000@700 葷素混凝土咬合樁，可用厚度為0.85 m的板單元進行等效模擬。樁錨體系的有限元模型見圖7。

圖7 樁錨體系有限元模型

基坑開挖遵循“先撐后挖”的原則分步分層開挖，共分為9 個工況，各工況模擬過程見表2。

表2 開挖工況表

4 數(shù)值計算結果分析

4.1 錨索軸力變化

圖8 所示為有限元法與m 值法下三排錨索的軸力隨開挖工況的變化曲線。m 值的取值與土的黏聚力、內(nèi)摩擦角以及圍護樁在坑底處的水平位移量有關，各土層的m 值取值見表1。

圖8 錨索軸力隨開挖工況的變化

從圖8 中可以看出，在各排錨索張拉鎖定后，由于施工過程中的預應力損失，錨索軸力均略小于預應力鎖定值350 kN。在有限元法中，第一排錨索張拉完成（工況4）后，向下進行第二次開挖（工況5）時，第一排錨索軸力有所提高；之后再第二排錨索張拉（工況6）后，第一排錨索軸力又有所下降。對于第二排錨索也是如此，在第三排錨索張拉（工況8）時，第二排錨索軸力有所下降。即每次下一排的錨索的張拉都會使整個拉錨系統(tǒng)內(nèi)力重分布，導致上一排錨索軸力有所下降，這與實際工程經(jīng)驗相符合，在以往研究中也得到過驗證[7]，是較為合理的變化趨勢。而在m 值法中，受土體本構模型與樁錨模型過于簡化，錨索內(nèi)力隨著開挖的進行一直呈增大趨勢，沒有表現(xiàn)出下一排錨索張拉導致整個拉錨系統(tǒng)內(nèi)力重分布的變化趨勢。

4.2 地表沉降與基坑頂部位移

圖9 所示為地表沉降隨開挖工況變化的數(shù)值模擬結果。從中可以看出，地表沉降在距離基坑圍護樁5 m 處達到最大值，最大沉降值為14.1 mm。從第一次開挖到第二次開挖，最大沉降值增量為0.8 mm；從第二次開挖到第三次開挖，最大沉降值增量為2.5 mm；從第三次開挖到第四次開挖，最大沉降值增量為4.8 mm。即隨著開挖向下進行，地表沉降增量不斷增大。

圖9 地表沉降隨開挖工況變化的有限元數(shù)值模擬結果

圖10所示為基坑樁頂處及樁后5 m 處的沉降實測數(shù)據(jù)。從中可以看出，基坑樁頂處最大沉降為5.4 mm，與有限元計算結果有一定差異。樁后5 m 處最大沉降為18.5 mm，且隨著基坑向下開挖，地表沉降量也在不斷增大，與有限元計算結果吻合較好。即有限元法不能準確反映基坑樁頂處位移的變化，但是能較準確地反映樁后5 m 處的地表沉降發(fā)展趨勢與最大沉降值。

圖10 地表沉降變化的實測數(shù)據(jù)

4.3 圍護樁位移

圖11所示為有限元法與m 值法下圍護樁位移隨開挖工況的變化結果對比。

圖11 圍護樁位移隨開挖工況的變化

在有限元法與m 值法計算結果中，隨著基坑向下開挖，圍護樁位移最大值均不斷增大，且位移增量也在不斷增大。在第二次開挖完成并施工第一道錨索后，受錨索預應力的影響，圍護樁頂均發(fā)生朝向基坑外側的位移。

同時，對比圖11（a）與（b）可知，m 值法計算結果中，在基坑開挖到底時樁頂與樁底的位移均接近0；最大位移為22 mm，發(fā)生于深度8 m 處。有限元法計算結果中，在基坑開挖到底時樁頂位移為9 mm，樁底位移為5.7 mm，最大位移為14 mm，發(fā)生于深度8.2 m 處。m 值法的最大位移為有限元法最大位移的1.57 倍。

圖12 所示為基坑圍護樁深層水平位移隨開挖工況變化的實測數(shù)據(jù)。實測數(shù)據(jù)有一定的離散性，在基坑開挖到底時，樁頂與樁底位移均為7.5 mm 左右，最大位移為14～19 mm，最大位移發(fā)生于深度-12 m 附近。從中可以看出，m 值法計算得到的樁身最大位移與實測數(shù)據(jù)較接近，但其樁身變形曲線規(guī)律與實測數(shù)據(jù)相差較遠；有限元法計算結構的樁身變形曲線規(guī)律與實測數(shù)據(jù)較接近，但其計算得到的最大位移小于實測數(shù)據(jù)。

圖12 圍護樁位移變化的實測數(shù)據(jù)

由此可知，對于本工程而言，單獨依據(jù)有限元法或m 值法均不能準確反映圍護樁位移的發(fā)展規(guī)律；在m 值法的基礎上輔以有限元法計算結果進行對比分析，才能對基坑圍護結構的變形有較為準確的判斷。

5 結 論

本文以某臨水泵站深基坑為例，介紹了樁錨支護在臨水深基坑中的設計應用，并通過Midas GTX NX 建立了基坑最深開挖剖面的三維計算模型，將有限元計算結果與現(xiàn)行規(guī)范采用的m 值計算結果、工程實際監(jiān)測數(shù)據(jù)進行對比分析，得到的主要結論如下：

（1）相比于m 值法，有限元法能夠真實反映錨索張拉后導致拉錨系統(tǒng)內(nèi)力重分布的過程。

（2）有限元計算得到的地表沉降隨開挖過程的發(fā)展趨勢與實測數(shù)據(jù)吻合較好。

（3）m 值法計算得到的樁身最大位移與實測數(shù)據(jù)較接近，但其樁身變形曲線規(guī)律與實測數(shù)據(jù)相差較遠；有限元法計算結構的樁身變形曲線規(guī)律與實測數(shù)據(jù)較接近，但其計算得到的最大位移小于實測數(shù)據(jù)。

（4）在實際基坑工程設計中，在采用現(xiàn)行規(guī)范的m 值法的基礎上，宜輔以有限元分析，可以對基坑圍護變形有較為準確的判斷。