易瓊

（廣東省交通規(guī)劃設(shè)計(jì)研究院集團(tuán)股份有限公司，廣州510507）

1 引言

近距離、小凈空、大深度已成為現(xiàn)階段城市地下工程避不開(kāi)的施工關(guān)鍵詞。不斷涌現(xiàn)的高架橋下新建地下工程就是典型案例[1]。若是考慮合建形式將地下工程的圍護(hù)結(jié)構(gòu)用作之后的高架橋樁，不僅可以提高工程集約度，還可以減小后續(xù)施工難度。其中，地下連續(xù)墻豎向承載力大、整體性好，用以代替橋梁樁基具有較高的可行性和工程經(jīng)濟(jì)價(jià)值。蔣建平等[2]指出，單片地下連續(xù)墻可看成矩形混凝土樁，而相同體積下矩形樁的側(cè)面積比圓形樁大，受到的側(cè)摩阻力更大，豎向承載力也更大。

然而，地下連續(xù)墻在設(shè)計(jì)時(shí)并未從豎向承載力角度進(jìn)行考慮，要用作高架橋的樁基需要進(jìn)行另外的計(jì)算分析。雖然國(guó)際上有一些采用地下連續(xù)墻作為建構(gòu)筑物承重基礎(chǔ)的案例[3]，但國(guó)內(nèi)將地下連續(xù)墻作為基礎(chǔ)的工程還比較少，且大多數(shù)研究多集中在數(shù)值模擬和試驗(yàn)方面，如張波等[4]和宋章等[5]采用數(shù)值方法研究了考慮土芯后的閉合型地下連續(xù)墻基礎(chǔ)豎向承載性能，而焦瑩[6]和霍少磊等[7]則結(jié)合試驗(yàn)，探討了單片地下連續(xù)墻的豎向承載性狀及承載力。但目前仍缺乏對(duì)地下連續(xù)墻基礎(chǔ)承重模式和計(jì)算方法的研究，故有必要從理論角度分析地下連續(xù)墻作為高架橋樁時(shí)的受力特點(diǎn)及性能。

因此，本文提出一種計(jì)算地下連續(xù)墻豎向承載能力的方法，用以分析作為橋梁樁基的地下連續(xù)墻受力性能，從而為今后類似工程提供一定參考。

2 工程概況

廣州某地鐵車(chē)站擬建于一交叉路口，該路口已有一跨線高架橋規(guī)劃中，同時(shí)高架橋一側(cè)地下已有建成的綜合管廊，在有限空間下地鐵車(chē)站布局難以展開(kāi)。為充分利用路口下方的地下空間，提出將地鐵車(chē)站圍護(hù)地連墻兼作高架橋樁基的合建方案。

本工程中高架橋樁均設(shè)計(jì)為端承樁，合建形式采用地下連續(xù)墻對(duì)單側(cè)橋樁的替換。圍護(hù)地連墻厚1 m，單幅長(zhǎng)6 m；高架橋單個(gè)承臺(tái)下設(shè)4 根樁，每側(cè)2 根，樁徑1.6 m。車(chē)站圍護(hù)結(jié)構(gòu)地下連續(xù)墻和高架橋的相互關(guān)系見(jiàn)圖1。

圖1 地鐵車(chē)站及高架橋相對(duì)位置關(guān)系圖

替代地連墻及原高架橋樁設(shè)計(jì)長(zhǎng)約35 m，端承樁，樁端嵌入微風(fēng)化灰?guī)r。周邊地層自上而下分別為：<1-2> 素填土、<4N-2>粉質(zhì)黏土、<3-2>中粗砂、<5C-1B>粉質(zhì)黏土、<5C-2>粉質(zhì)黏土、<9C-2>微風(fēng)化灰?guī)r。各土層物理力學(xué)參數(shù)見(jiàn)表1。

表1 土層的主要物理力學(xué)參數(shù)

3 理論計(jì)算分析

3.1 地下連續(xù)墻豎向承載力求解

蔣建平等指出采用俞式增長(zhǎng)模型來(lái)近似地下連續(xù)墻的荷載-沉降曲線的效果較好。針對(duì)地下連續(xù)墻的荷載-沉降曲線（Q-s 曲線），俞式方程為：

式中，Q 為墻頂豎向荷載，kN；p1為墻頂漸近極限豎向荷載，kN，乘上折減系數(shù)0.8[5]可得豎向極限承載力；p2、p3為參數(shù)；s 為墻頂沉降，mm。

JGJ 94—2008《建筑樁基技術(shù)規(guī)范》5.3.9 中規(guī)定嵌巖樁的單樁豎向極限承載力Quk如下：

式中，Qsk為土的總極限側(cè)阻力，kN；Qrk為嵌巖段總極限阻力，kN；u 為地連墻橫截面周長(zhǎng)，m；qsik為樁周第i 層土極限側(cè)阻力，kPa；li為樁周第i 層土層高，m；frk為巖石飽和單軸抗壓強(qiáng)度標(biāo)準(zhǔn)值，可用巖層樁端阻力qpk代替；ζr為嵌巖段側(cè)阻和端阻綜合系數(shù)；Ap為地連墻端部面積，m2。

本工程<9C-2>微風(fēng)化灰?guī)rfrk為20～35 MPa，地連墻嵌巖深徑比hr/d 約為4.5，查表得ζr最高取為1.04。將單幅地連墻尺寸和土層參數(shù)代入式（2）得到豎向極限承載力為Quk=74 262 kN。則墻頂漸近極限豎向荷載為p1=Quk/0.8=74 262/0.8=92 827.5 kN。

而根據(jù)蔣建平等所總結(jié)的6 個(gè)工程案例，p2、p3加權(quán)平均后分別為1.09 275 和0.677 27，代入式（1）計(jì)算得到本工程地連墻的荷載-沉降曲線方程為：

得到本工程的地連墻荷載-沉降（Q-s）曲線如圖2 所示。

圖2 理論計(jì)算所得地下連續(xù)墻Q-s 曲線

一般來(lái)說(shuō)，Q-s 曲線明顯向下彎曲的前一級(jí)荷載為極限荷載，即極限承載力。故從圖2 中可知，對(duì)于該地連墻，豎向極限承載力約為82 500 kN，對(duì)應(yīng)的豎向沉降約為30 mm，考慮折減系數(shù)K=2，可取41 250 kN 作為該地連墻的豎向承載力特征值。

3.2 不同初始變形下的地下連續(xù)墻豎向承載力

通常對(duì)于嵌巖端承時(shí)的地連墻，可假定到達(dá)豎向承載力極限值時(shí)墻端正應(yīng)力相等。故考慮地連墻初始水平變形，按墻端正應(yīng)力σ 相等進(jìn)行替換，可得：

式中，Q 為標(biāo)準(zhǔn)情況下的地連墻頂豎向荷載，kN；Q1為考慮水平變形后的地連墻頂豎向荷載，kN；e 為地連墻發(fā)生的水平變形距中軸線的距離，m；Wp為地連墻截面抗彎模量，m3。

式中，L 為地連墻長(zhǎng)度，m；t 為地連墻厚度，m。

將式（5）代入式（3）得到：

本工程地連墻的厚度為1 m，分別取e=0、0.01 m、0.02 m、0.03 m、0.04 m、0.05 m，代入式（6）得到不同水平變形下的地連墻荷載-沉降曲線如圖3 所示。

從圖3 中可知，對(duì)于該地連墻，對(duì)應(yīng)初始水平變形e=0、0.01 m、0.02 m、0.03 m、0.04 m、0.05 m，豎向極限承載力分別約為82 500 kN、81 600 kN、80 800 kN、80 100 kN、79 300 kN、78 500 kN，考慮折減系數(shù)K=2 后，豎向承載力特征值分別為41 250 kN、40 800 kN、40 400 kN、40 050 kN、39 650 kN、39 250 kN。

圖3 理論計(jì)算所得不同初始水平變形時(shí)的地下連續(xù)墻Q-s 曲線

可見(jiàn)，即使初始水平變形達(dá)到50 mm，豎向承載力特征值也僅減小了約4.8%，幾乎可忽略不計(jì)。

4 有限元分析驗(yàn)證

采用MIDAS/GTS 有限元軟件建立地下連續(xù)墻替換單側(cè)橋樁后的高架橋墩及樁基豎向加載的數(shù)值模型，如圖4 所示。地下連續(xù)墻和高架橋的相對(duì)位置關(guān)系見(jiàn)圖1。整個(gè)模型長(zhǎng)80 m、寬50 m、高70 m，其中地下連續(xù)墻和原橋樁的長(zhǎng)度均取為35 m。

圖4 地下連續(xù)墻豎向加載數(shù)值模型

4.1 地下連續(xù)墻豎向承載力對(duì)比分析

采用位移法來(lái)模擬加載過(guò)程，即對(duì)地下連續(xù)墻施加位移邊界條件，然后求得發(fā)生對(duì)應(yīng)位移時(shí)的墻頂反力。根據(jù)結(jié)果繪制地下連續(xù)墻的荷載-沉降曲線如圖5 所示，并與理論計(jì)算結(jié)果進(jìn)行對(duì)比。

圖5 數(shù)值模擬所得地下連續(xù)墻Q-s 曲線

由圖5 可知，在加載前期，數(shù)值與理論曲線變化趨勢(shì)基本一致。但在加載后期理論曲線到達(dá)陡降點(diǎn)荷載不再繼續(xù)增大后，數(shù)值曲線的荷載卻還在不斷增大。這是由于基于連續(xù)介質(zhì)力學(xué)的有限元無(wú)法考慮土體極限破壞后的承載能力下降，因此沉降增加的過(guò)程中荷載一直增大，曲線陡降點(diǎn)非?？亢?。

于是假定到達(dá)極限荷載時(shí)對(duì)應(yīng)的沉降以理論計(jì)算為準(zhǔn)，取為30 mm。此時(shí)數(shù)值模擬得到的豎向極限承載力為82 500 kN，與理論結(jié)果十分接近。

4.2 初始水平變形對(duì)地下連續(xù)墻豎向承載力影響

在數(shù)值模型中依次改變地下連續(xù)墻的初始水平變形，然后進(jìn)行計(jì)算，得到不同初始水平變形下的地下連續(xù)墻荷載-沉降曲線如圖6 所示。

圖6 數(shù)值模擬所得不同初始水平變形時(shí)的地下連續(xù)墻Q-s 曲線

由圖6 可知，若取豎向沉降30 mm 時(shí)對(duì)應(yīng)的荷載作為豎向極限承載力，則數(shù)值模擬中對(duì)應(yīng)初始水平變形e=0、0.01 m、0.02 m、0.03 m、0.04 m、0.05 m 的地連墻豎向極限承載力分別約為85 615 kN、85 325 kN、85 536 kN、85 711 kN、85 872 kN、85 991 kN，之間最大僅相差0.78%，其影響幾乎可以忽略不計(jì)。

5 結(jié)論

本文以某地鐵車(chē)站圍護(hù)結(jié)構(gòu)與高架橋的合建工程為背景，通過(guò)理論和數(shù)值手段對(duì)替換高架橋樁的地連墻豎向承載力進(jìn)行研究，得到如下結(jié)論。

1）地連墻比同體積的圓形樁剛度大、整體性好、豎向極限承載力大，適合作為豎向承載基礎(chǔ)。

2）基于俞式方程推導(dǎo)出了標(biāo)準(zhǔn)情況下的地下連續(xù)墻荷載-沉降方程，求得其豎向極限承載力。

3）推導(dǎo)得到考慮初始水平變形后的地連墻荷載-沉降方程及其豎向極限承載力，更符合地連墻的圍護(hù)結(jié)構(gòu)這一特征，便于在實(shí)際中應(yīng)用。

4）經(jīng)分析，實(shí)際允許產(chǎn)生的水平變形對(duì)地連墻豎向承載力的影響可以忽略，表明圍護(hù)地連墻完全可以作為橋梁樁基繼續(xù)發(fā)揮豎向承載作用。