陳 夢

(華東建筑集團上海申元巖土工程有限公司，上海 200011)

0 引言

水泥土重力式圍護墻是以水泥系材料為固化劑，通過機械設(shè)備將固化劑和地基土強行混合攪拌，形成有一定厚度和嵌固深度的墻體以承受墻后水、土壓力的一種支擋結(jié)構(gòu)，是目前上海軟土地區(qū)7 m內(nèi)基坑常用的圍護形式[1]。該工藝無需設(shè)內(nèi)支撐，便于挖土，但側(cè)向變形較大，尤其是挖深超5 m的基坑，墻頂水平位移常常達到幾十厘米，不適用于有外界環(huán)境控制要求的場地。從而有了研究以水泥土為主體，內(nèi)插型鋼等勁性材料的復(fù)合重力式圍護墻的需求和必要性。該法通過在一定墻寬和入土深度的水泥土擋墻內(nèi)設(shè)大剛度型鋼結(jié)構(gòu)，與水泥土共同工作承受外部荷載，能較好地控制側(cè)向變形。

目前國內(nèi)缺乏統(tǒng)一的設(shè)計規(guī)程和標(biāo)準(zhǔn)，圍護結(jié)構(gòu)變形計算僅考慮型鋼承擔(dān)作用，忽略水泥土對復(fù)合結(jié)構(gòu)的貢獻。但實際工程中水泥土與型鋼結(jié)構(gòu)一起協(xié)同抵抗墻體變形，與單獨型鋼的工作狀態(tài)不相同，一些學(xué)者已有相關(guān)研究[2-6]。孔德志等[3]闡述勁性水泥土連續(xù)墻的工作機理，指出水泥土對荷載分擔(dān)作用。鄭 剛等[4]通過水泥土組合梁抗彎試驗研究了含鋼率、加載方式及涂刷減摩劑與否對組合梁的抗變形能力和破壞性狀有著重要影響。楊 平等[5]認為雙根型鋼鉸接水泥土梁更適用于實踐工程。目前的研究主要在全截面水泥土勁性結(jié)構(gòu)(SMW工法)已取得一些進展，而工程中常用的格柵型布置(具有一定水泥土置換率)、截面寬度較厚的水泥土擋墻內(nèi)插H型鋼的研究工作尚少。

本研究就目前重力式擋墻位移計算方法展開討論，并分析不同受力階段型鋼、水泥土對墻體荷載的分擔(dān)情況。針對基坑開挖過程中復(fù)合擋墻的變形特性，以上海軟土地區(qū)某基坑工程為例，運用數(shù)值模擬的方法進行深入研究，并結(jié)合現(xiàn)場監(jiān)測結(jié)果，分析復(fù)合圍護體位移控制及H型鋼彎矩分布規(guī)律。

1 重力式擋墻變形計算方法

目前水泥土重力式擋墻側(cè)向變形的計算，《上海基坑工程技術(shù)標(biāo)準(zhǔn)》(DG/TJ08—61—2018)條文說明中提供了幾種計算方法，包括根據(jù)收集的案例實測資料歸納出的經(jīng)驗公式法以及最大相對側(cè)移和坑底抗隆起分項系數(shù)的案例擬合曲線關(guān)系法，但這兩種方法均未能反映擋墻自身材料性質(zhì)的影響。而彈性地基梁法是以圍護結(jié)構(gòu)作為分析對象，坑底以下被動區(qū)土體模擬為剛性支座上一系列獨立的彈簧，用m值法建立圍護體水平位移關(guān)系，是目前圍護結(jié)構(gòu)變形主要的分析方法。圖1為懸臂支擋結(jié)構(gòu)彈性支點法計算簡圖, 在墻后土壓力及墻前支點彈簧約束作用下，圍護體產(chǎn)生撓曲變形。

圖1 懸臂支擋結(jié)構(gòu)彈性支點法計算簡圖

取計算寬度b0的圍護結(jié)構(gòu)作為分析對象，根據(jù)梁單元的力學(xué)分析以及梁任意截面的轉(zhuǎn)角θ、彎矩M、剪力Q的公式，得到撓曲線微分方程：

式中：EI為圍護結(jié)構(gòu)抗彎剛度，kN·m2；y為圍護結(jié)構(gòu)的側(cè)向位移，m；z為深度，m；pak(z)為深度z處的主動土壓力，kPa；m為地基土水平抗力比例系數(shù)，kN/m4；h為基坑開挖深度，m。

上述曲線微分方程可見，圍護體變形除受場地地層條件、坑頂超載、開挖深度等外部因素的影響外，其實質(zhì)是如何確定計算結(jié)構(gòu)自身抗彎剛度的問題。

而軟土地區(qū)水泥土擋墻的墻體寬度常常不小于0.7h，構(gòu)件的跨高比較小，類似深受彎構(gòu)件，其內(nèi)力、變形計算較為復(fù)雜，需進行深入探討與分析。

2 型鋼水泥土相互作用分析

復(fù)合擋墻由水泥土與型鋼兩種材料黏結(jié)組成，它們的力學(xué)性能截然不同，型鋼材質(zhì)均勻且力學(xué)性能好，而水泥土抗拉壓強度低，力學(xué)性能較為復(fù)雜。關(guān)于組合梁共同作用的受力特性以及不同受力階段兩種材料的荷載分擔(dān)變化情況，可分為三個階段[4-6]。

前期線性階段隨荷載增加位移呈線性增長，此時認為組合梁未出現(xiàn)裂縫，水泥土與型鋼之間黏結(jié)良好，水泥土承擔(dān)了部分荷載；中期非線性階段位移隨荷載增加發(fā)展速率增大，由于水泥土抗拉強度低，受拉區(qū)水泥土首先出現(xiàn)裂縫并不斷發(fā)展，開裂前承受的拉力傳遞給型鋼，從而使裂縫處型鋼應(yīng)力增大，整體剛度下降，但水泥土的作用仍較為明顯；后期隨著施加荷載增大受拉區(qū)型鋼應(yīng)力急劇增大，并達到屈服強度，型鋼單獨承擔(dān)荷載，撓度迅速增大，組合梁最終破壞。

可見，水泥土和型鋼的分擔(dān)作用在不同受力階段發(fā)生變化，隨著試驗荷載水泥土的分擔(dān)作用減弱，而型鋼的分擔(dān)作用逐漸增強，組合梁的整體剛度減弱。

3 復(fù)合重力式擋墻模型有限元分析

3.1 工程概況及支護設(shè)計

圖2 圍護結(jié)構(gòu)剖面圖(單位：mm)

開挖過程中進行圍護墻體深層側(cè)向位移觀測，測斜管采用帶導(dǎo)槽PVC塑料管，與型鋼一起埋入墻體內(nèi)，長度與型鋼同深。測斜點布設(shè)在前排型鋼附近位置，相鄰點位間距20～30 m，數(shù)據(jù)采集使用北京航天生產(chǎn)的CX-06B型測斜儀，其讀數(shù)分辨率為0.02 mm。

3.2 模型的建立與參數(shù)選取

水泥土攪拌樁重力式擋墻常常呈格柵狀布置，二維平面應(yīng)變模型不能滿足實際需求，因而進行三維模型計算。為了保證計算速度同時又不影響計算精度，選取模型尺寸為50 m(長)×25 m(寬)×20 m(高)，四周邊界約束X、Y方向位移，底邊界約束Z方向位移，利用Midas GTS軟件分析計算的模型網(wǎng)格劃分如圖3所示。所選材料外地層采用小應(yīng)變硬化土模型，水泥土采用Drucker-Prager模型，混凝土及型鋼采用彈性本構(gòu)模型，遵循Mohr-Coulomb屈服準(zhǔn)則。外地層與水泥土選用四面體網(wǎng)格單元，型鋼選用1D梁單元，砼壓頂板采用2D板單元，建立三維實體模型。

圖3 三維計算模型網(wǎng)格

表1 基坑模型材料參數(shù)

3.3 模擬結(jié)果分析

3.3.1 墻體變形分析

基坑開挖是一個坑內(nèi)逐漸卸載過程，為分析施工過程圍護體的變形，本次進行分層開挖的施工全過程模擬。基坑開挖到底板墊層底工況下，圍護體側(cè)向變形監(jiān)測資料以及計算分析結(jié)果見圖4。由圖可知，實測圍護體扣除開挖前初始值后的最大測斜值14.3 mm，約為0.26%h(h為基坑開挖深度)，滿足上海市基坑變形控制保護等級標(biāo)準(zhǔn)對應(yīng)的0.30%h的要求，未達到設(shè)計要求監(jiān)測報警值20 mm的上限。而普通重力壩(不插型鋼)采用彈性支點法計算得到的最大測斜值57.1 mm，已超出外界場地變形控制的要求，因此復(fù)合墻控制側(cè)向變形效果明顯，可以認為H型鋼對提高圍護體的抗位變能力顯著。

圖4 圍護結(jié)構(gòu)側(cè)向位移

通過對比模擬開挖后圍護體側(cè)向位移與現(xiàn)場監(jiān)測結(jié)果，兩者數(shù)據(jù)吻合性較好。普通重力壩結(jié)構(gòu)頂部位移大，底部小，受力形態(tài)類似桿系懸臂結(jié)構(gòu)，而復(fù)合重力式墻體的最大位移出現(xiàn)在開挖面中間深度的位置，較好地限制了頂部位移，加上頂部砼壓頂板對前后排型鋼的約束作用，可有效控制墻頂?shù)奈灰坪驼w位移。

(1)水泥土置換率對復(fù)合墻的變形影響。目前較常用墻體寬度為4～5 m的重力壩，其平面布置形式一般為格柵型，構(gòu)造要求的水泥土置換率(m)接近70%，以節(jié)約工程造價。圖5是m=0%、m=70%、m=85%、m=100%時，改變水泥土置換率模型分析得到的復(fù)合墻側(cè)向變形情況。

從圖5可看出，水泥土置換率增大時墻體側(cè)向變形減小。置換率從0%增至70%時，最大側(cè)向變形大幅度減小，從21 mm降低至11 mm，此時水泥土提高復(fù)合墻體抵抗變形的能力顯著。但隨著置換率再增加，變形減小幅度很小，墻體變形基本趨于穩(wěn)定，此時水泥土對位移影響很小。

圖5 不同置換率圍護結(jié)構(gòu)側(cè)向位移

(2)不同型鋼布置方式對復(fù)合墻的變形影響。本次設(shè)計墻體內(nèi)插雙排型鋼，前、后排型鋼間距分別為1 m、2 m，因此前排整體圍護剛度較大，這樣可減小臨坑面?zhèn)鹊乃轿灰疲岣呖棺冃文芰?。同時，后排型鋼又減輕了水泥土承受的彎矩，有助于提高基坑的安全性。圖6是前、后排型鋼間距分別為2 m、1 m，后排型鋼密布，兩種不同型鋼布置方式分析得到的復(fù)合墻側(cè)向變形情況。

圖6 不同型鋼布置方式圍護結(jié)構(gòu)側(cè)向位移

從圖6可看出，在墻內(nèi)含鋼量相同的條件下，前排型鋼密布時，整體側(cè)向變形較小，最大位移為11 mm，且墻頂位移得到較好控制。而后排型鋼密布時，最大位移為18 mm，位于墻頂部位，變形控制能力不如前者。

3.3.2 前、后排型鋼彎矩分布

不同于桿系懸臂構(gòu)件，軟土地區(qū)采用的重力式墻寬度較厚，一般不小于開挖深度0.7倍，因此墻體懸臂跨度與寬度之比一般小于2.0，類似深受彎構(gòu)件，前、后排型鋼彎矩分布也不相同。

圖7為模型計算的前、后排型鋼彎矩分布情況。前、后排彎矩分布不同，本次基坑設(shè)計方案中(m=70%)，后排型鋼中部的彎矩最大，最大值為-118.3 kN·m，頂部彎矩受到了一定限制，彎矩最大值下移；而前排型鋼頂部彎矩最大，最大值為-110.7 kN·m。前、后排型鋼均在內(nèi)力承受范圍內(nèi)。

通過改變水泥土截面的置換面積，圖7曲線表明隨著置換率增大型鋼彎矩減小，彎矩承擔(dān)作用減弱，置換率從零增至70%時，前、后排型鋼彎矩分別減小了-71.1 kN·m、-107.2 kN·m，此時水泥土對墻體荷載的分擔(dān)作用明顯。當(dāng)m>70%時，型鋼彎矩減弱幅度較小，此時水泥土的荷載承擔(dān)作用不再增加。

圖7 前、后排型鋼彎矩分布

4 結(jié)論

(1)挖深5.4 m的基坑通過內(nèi)插H型鋼方法，開挖至坑底后最大側(cè)向位移約為0.26%h，滿足規(guī)范0.3%h控制要求，能大幅度提高圍護體的抗位變能力。當(dāng)場地外界有環(huán)境控制要求時，水泥土重力壩內(nèi)插H型鋼可作為變形控制的一種有效手段。

(2)與桿系懸臂結(jié)構(gòu)的變形分布情況不同，復(fù)合墻的最大位移出現(xiàn)在開挖面的中部，較好地限制墻頂位移發(fā)展，提高基坑的安全性。

(3)重力式墻格柵水泥土置換率控制在構(gòu)造要求范圍內(nèi)，接近70%，可最大化發(fā)揮水泥土提高復(fù)合墻體抵抗變形的能力，以節(jié)省工程造價。

(4)在墻內(nèi)含鋼量相同的條件下，采用前排型鋼密布方式，可減小臨坑面?zhèn)鹊乃轿灰?，提高抗變形能力?/p>

(5)類似深受彎構(gòu)件，前、后排型鋼彎矩分布不同，后排型鋼中部的彎矩最大，頂部彎矩受到一定限制，而前排型鋼頂部彎矩最大。格柵水泥土置換率在構(gòu)造要求的范圍內(nèi)，水泥土對墻體荷載的分擔(dān)作用明顯。