單仁亮，董洪國,，魏龍飛,魏文康，呂進陽

（1.中國礦業(yè)大學（北京）力學與建筑工程學院，北京 100083；2.新興保信建設公司，北京 100026）

1 引言

土釘墻作為一種可以邊開挖邊支護的的基坑支護方式[1]，因其不單獨占用工期、施工迅捷、工期短、造價低等一系列優(yōu)點，自20 世紀80年代被引入我國以來，尤其是90年代以后，在我國的工程應用中取得了迅猛發(fā)展，已經(jīng)廣泛的應用諸如北京、上海、深圳等地的多種土質條件下的基坑工程中，甚至已成功應用于軟土中的基坑工程中[2－4]。

土釘墻應用廣泛，但實際工程中，由于現(xiàn)場人員水平參差不齊以及控制工程成本等原因，尤其是在二級或三級基坑工程中的土釘墻的監(jiān)測工作難以得到重視，工程中通常只是通過對支護位移量測和地表開裂狀態(tài)的觀察等簡單且易于操作的方法來對其進行監(jiān)測。對于土釘墻墻體的位移監(jiān)測，僅僅是在墻頂設置監(jiān)測點，只有部分工程會在墻體深度方向上布置多個監(jiān)測點[5]，而對于土釘軸力的監(jiān)測在建筑地基工程監(jiān)測技術規(guī)范[6]中規(guī)定在二級和三級基坑工程中只是宜測和可測，具體工程中為控制費用一般不會對其進行監(jiān)測。因此有必要對深度不是很大的土釘墻工程中的土釘軸力、墻體水平位移情況進行研究分析，以確定其變化規(guī)律和其間的關系，以便于更好地指導采用土釘墻作為支護方式的基坑工程的施工。

粉質砂土層為北京地區(qū)分布較為廣泛的土層，在基坑工程中雖然沒有粉質黏土和黏性土更為常見，但由于其自穩(wěn)能力差，卻是導致工程事故發(fā)生的主要土層之一。本文通過數(shù)值模擬方法對粉質砂土中土釘墻的工作特性進行了研究，分析了土釘軸力與墻體水平位移的變化規(guī)律和它們之間的關系。此外還進行了物理模型的土釘墻破壞性試驗的研究，并與數(shù)值模擬情況加以對照，研究了土釘墻的破壞機制。

2 數(shù)值模擬試驗

2.1 物理模型

如圖1 所示，模型試坑尺寸（長×寬×深）為=3 500 mm×1 800 mm×1 800 mm，開挖部分的尺寸（長×寬×深）為=1 500 mm×1 800 mm×1 350 mm，土釘長1 200 mm，土釘按梅花形布置，具體布置尺寸見圖1。

圖1 物理模型布置圖（單位:mm）Fig.1 Arrangement diagram of physical model(unit:mm)

如圖2(a)所示，試坑的坑壁和坑底均做防水處理，并在兩側壁涂抹潤滑的黃油后附一層摩擦系數(shù)極低的塑料薄膜來降低坑壁對土體的摩擦作用，試驗中認為兩側壁與土體摩擦力為0。試驗用的粉質砂土是從現(xiàn)場周邊的正在施工的基坑中挖取的，且經(jīng)過2 次篩分去除了粒徑較大的顆粒的均質土體。在試坑土體填筑時先按每層20 cm 厚度虛鋪，然后人工均勻夯實，以保證整個基坑中的土體為均質的。

圖2 物理模型照片F(xiàn)ig.2 Pictures of physical model

模型具體支護參數(shù)見表1?；娱_挖分5 步進行，前4 步每步開挖深度為30 cm，第5 步為15 cm。開挖前，在墻頂預先施加10 kPa 的豎向均布荷載以模擬實際工程開挖中可能遇到的地表荷載。由于土釘采取預埋方式，具體程序為：開挖→面層施工→導線連接。面層施工時，先在開挖面上鋪設一層φ 1 mm@40 mm 的鐵絲網(wǎng)，然后通過土釘桿體端部預留的小孔，用鉛絲將土釘與面層的縱橫壓筋進行綁扎，以使土釘與面層形成整體，并用水泥砂漿抹面以模擬噴射混凝土。圖2(b)為第一個施工循環(huán)中的預埋土釘照片。在分步開挖時，前4 層每層開挖前即對土層進行取樣，測量其物理力學參數(shù)，再進行開挖。土工試驗測得土體的物理力學參數(shù)見表2。

表1 模型支護參數(shù)Table 1 Timbering parameters of model

表2 模型土的參數(shù)（粉質砂土）Table 2 Parameters of model soil(silty sand)

開挖前先在墻頂施加10 kPa 的荷載，使土體固結。加載試驗是在第5 次開挖及面層施工結束約48 h 后開始，卸掉預加的10 kPa 荷載，在墻頂土層上放置一塊鋼板，鋼板距墻頂邊緣10 cm，距兩側坑壁40 cm，可以保證對土體施加的荷載為均布荷載，然后，通過如圖3 所示的加載系統(tǒng)實現(xiàn)加載，采用36 t 挖掘機提供反力。試驗期間挖掘機保持不動，荷載通過千斤頂控制，并通過壓力傳感器監(jiān)測施加荷載的大小，先施加9 kPa 荷載，恢復預加荷載，再按每級10 kPa 分級加載，各級加載時間間隔為30 min，本次試驗共施加4 級荷載，墻體即發(fā)生破壞。

圖3 加載系統(tǒng)Fig.3 Loading system

2.2 數(shù)值模擬模型

以表2 中的土的力學參數(shù)以及物理模型試驗的尺寸和支護參數(shù)為基礎建立數(shù)值模擬模型。土體的體積模量和剪切模量可以通過其與楊氏模量和泊松比之間的轉化關系求得

取土體的泊松比為0.3，則根據(jù)式（1）計算得到土體的體積模量K=5.6 MPa，剪切模量G=3.5 MPa，另設土的抗拉強度為0。采用FLAC3D中的Mohr-Coulomb 模型建立土體模型，見圖4。數(shù)值模擬模型尺寸、墻頂荷載情況以及開挖支護步序均與物理模型試驗的相同，左側1.5 m 內(nèi)的由上到下的5 層為開挖部分，前4 層厚度為0.3 m，第5層為0.15 m?；娱_挖結束后的支護體系見圖5。

在邊界條件方面，物理模型試驗中對試坑兩側邊界進行了刷油并貼塑料薄膜處理，可認為兩側邊界與土體之間的摩擦忽略不計，即兩側墻體對試驗土體只有垂直于墻面的約束，而沒有摩擦約束。在FLAC 中，也將模型邊界條件設為x 方向不可發(fā)生位移，而z和y 方向不做約束（即無摩擦力），保持和物理模型的一致。

圖4 土體模型Fig.4 Model of soil

圖5 支護體系圖Fig.5 Sketch of supporting system

3 模擬結果分析

3.1 墻體水平位移分析

圖6為開挖階段水平曲線。由圖可以看出，整個開挖階段土釘墻墻體的位移都較小，直到開挖結束在墻頂分級施加豎向荷載之前，墻體最大水平位移僅有1.6 mm，約為基坑開挖深度的1.2‰，小于《基坑土釘支護技術規(guī)程》[5]規(guī)定的3‰到5‰的最大水平位移限制。從圖6(b)為墻頂位移的實測結果和數(shù)值模擬結果的對比可見，墻頂位移在開挖階段不斷增大，且增速也在不斷增加，實測結果大于模擬結果，主要是由于在物理模擬試驗中土體開挖不可避免的對土體有擾動，使得墻頂位移量要大于模擬結果。

由朗肯土壓力理論有土體的主動土壓力系數(shù)Ka=0.57，臨界高度 Z0=1.24 m。前3 次開挖中，由于總開挖深度不大，且基本小于土體的臨界深度，墻體的水平位移很小，最大處也僅有第3 步開挖深度的0.67‰以及最終開挖深度的0.44‰。開挖第4層土后，基坑深度為h4=1.2 m，墻頂?shù)木己奢d為10 kPa，折合為土體高度h=0.54 m，總高度為H4=h4+h=1.74 m，大于土體的臨界深度。所以，從第4 層土體開挖后，土體變形量明顯變大，尤其是第5 次開挖后，墻體最大水平位移達到了基坑開挖深度的1.2‰。

開挖階段，土釘墻的最大水平位移位置并不是在墻頂，而是在基坑底部附近，這是由于上層土體中的土釘以及面層在開挖下層土體時已經(jīng)發(fā)揮出了支護作用，可以很好地限制土體的變形，而下層土體開挖后土釘、面層的施工需要一定的時間，在支護發(fā)揮作用前，下層墻內(nèi)土體作為主動區(qū)，失去了被開挖掉的基坑內(nèi)被動區(qū)土體的支撐，會產(chǎn)生較大變形，同時上層土體由于土釘和面層的限制積聚了一定的應變能也要通過從下部無支護區(qū)域土體的變形來釋放，引起下層土體進一步迅速變形。每次開挖后，上層土體只是產(chǎn)生一定的變形，而新開挖土層卻產(chǎn)生較大變形量。因此，施工時墻體水平位移的監(jiān)測點不能只布置在墻頂附近，也應該在坑底附近布置測點，尤其是在基坑開挖深度逐漸增大的情況下需要加強對墻體水平位移的監(jiān)測，對土釘墻底部的監(jiān)測。

圖6 開挖階段墻體水平位移曲線Fig.6 Horizontal displacement curves of wall in excavation phase

實際工程中，某些土釘墻在施工結束前安全方面往往不存在問題，但在基坑開挖結束到肥槽回填之前的這段土釘墻的使用時間，由于工程上部結構的施工等，使墻頂出現(xiàn)了超載，如車輛在墻頂附近停放，鋼筋、模板等建材在墻頂堆積等，導致墻體出現(xiàn)超出設計限制的位移而破壞。為了進一步模擬研究墻頂超載狀況下的土釘?shù)墓ぷ魈匦裕趬斒┘迂Q向的均布荷載，共加4 級，每級10 kPa。圖7為加載狀況下墻體水平位移。由圖可以看出，加載狀況下墻體水平位移發(fā)生了較大變化。

隨著荷載的施加，墻體水平位移整體增大，但墻底位移增大并不明顯，相反墻頂水平位移增大較劇烈，最終發(fā)展為頂部附近位移大于底部位移，該位移分布形態(tài)與珠江新城E2 區(qū)商住樓基坑工程[7]和南京市某明挖隧道支護工程[8]中對土釘墻墻體位移監(jiān)測的結果相近；水平位移最大處由靠近墻底的深度為1.2 m 處逐漸發(fā)展為離墻頂較近的深度為0.3 m 處附近；第三級荷載施加且運算穩(wěn)定后，墻體的最大水平位移為6 mm，約為基坑開挖深度的4.4‰，已接近于《基坑土釘支護技術規(guī)程》中規(guī)定的5‰的最大值；第四級荷載的施加，使墻體的水平位移急劇增大，位移最大處仍在墻頂下0.3 m 處，該處的位移達到了16 mm，已接近于第三級荷載下的3 倍，并且仍在繼續(xù)增大，此時單純的土釘支護已基本不能有效限制墻體位移的發(fā)展。

圖7 加載狀況下墻體水平位移Fig.7 Horizontal displacements of wall under loading circumstances

3.2 土釘軸力分析

模型中將每根土釘分為8 部分進行計算，通過FLAC3D中的History 命令來記錄每根土釘?shù)? 部分的軸力大?。ㄒ妶D8），并繪制成土釘軸力曲線顯示了4 層土釘在各步開挖狀況下的土釘軸力值。

由圖8 可以看出，各層土釘?shù)妮S力均呈中間大，兩端小的分布形態(tài)。土釘剛開始發(fā)揮支護作用時，軸力值最大處都靠近面層一側，之后隨著下部土體的每一步開挖，土釘軸力的最大處不斷向遠離面層方向移動。這是由于開挖后墻內(nèi)及墻后土體失去了坑內(nèi)土體對其的側向支撐，而有向坑內(nèi)移動的趨勢，相應的由于土釘?shù)拇嬖?，通過釘-土之間的摩擦作用阻止土體變形，墻內(nèi)土體變形區(qū)域會隨開挖深度的加深而逐步擴大，相應的土釘就要阻止更多土體的變形，其所承擔的荷載就會增大并且向深部發(fā)展，從而在土釘軸力上的反映出土釘軸力不斷增大，且最大處向遠離面層方向移動。

由圖8 還可以看出，第2、3 步開挖對第1 層土釘軸力增加最為明顯，第3 步開挖對第2 層土釘軸力增量最大，第4 步開挖對第3 層土釘軸力值影響最大，之后開挖深度逐步增加而軸力增量卻逐步減小。這一現(xiàn)象表明下層臨近土體開挖對土釘影響最大，與開挖對墻體水平位移影響相契合。

圖8 開挖狀況下各層土釘軸力值Fig.8 Axial forces of soil nailing in excavation phase

3.3 土釘軸力與墻體位移關系

由圖9 可知，隨著荷載的增加，各層土釘軸力值（軸力通過黑色區(qū)域的粗細進行比較，越粗軸力越大）均在增加，但分布上由開挖支護階段的底部大，頂部小逐步發(fā)展為頂部大底部小，這主要是由于墻體的水平位移最大處從底部逐漸轉移到頂部。（1）第5 步開挖后墻底向上0.3～0.4 m 處墻體水平位移最大，同樣的距此最近的第4 層土釘軸力值也大于其他3 層；（2）第1 級加載狀況下，距墻底0.3～0.4 m 處墻體水平位移仍然最大，但是墻頂向下0.3～0.4 m 附近的水平位移也在明顯增大，同時該處土釘軸力亦在迅速增長；（3）到第2 級加載狀況下，墻體沿深度方向水平位移基本一致，同樣的，各層土釘軸力差距也很小，（4）第3 級加載后，墻頂向下0.3～0.4 m 處水平位移已為整個深度方向最大，距此較近的第1、2 層土釘軸力也均超過了第4層土釘。這充分說明了土體的變形和土釘軸力的發(fā)展過程是相協(xié)調(diào)的，土體的變形引起土釘軸力增加。由于水平位移與土釘軸力相一致，所以在二、三級基坑中，如無特殊要求，可以通過墻體位移的發(fā)展狀況對土釘軸力分布情況進行初步判斷。

圖9 各工況下水平位移云圖及軸力圖(單位:m)Fig.9 Diagram of horizontal displacements and axial forces in different phases(unit:m)

3.4 破壞過程分析

圖10為第4級荷載施加后的不同時刻的土釘墻的水平位移和軸力變化圖（圖中軸力單位為N）。

圖10 第4 級加載下墻體破壞圖(單位:m)Fig.10 Destruction diagram of wall under forth loading circumstance(unit:m)

由圖10 可知，在墻頂繼續(xù)施加第4 級荷載，加上開挖前在墻頂預加的10 kPa 豎向均布荷載，此時墻頂豎向荷載為50 kPa，在荷載作用下墻體進一步變形，并在水平位移圖10(a)已可以判斷滑動區(qū)的分布情況，此時墻體頂部已有較明顯變形，最大變形量達到2.36 cm，隨著時間推移，土體進一步變形，墻頂土體下陷，墻頂水平位移增大的同時，墻底水平位移也迅速增大，并在深度為1.2 m 處形成一個突起，模型中每一格表示0.1 m，可以判斷滑動區(qū)寬約1.2 m，高約1.2 m，滑動面與水平面夾角約為45°。

圖11為物理模型試驗中土釘墻在第4 級加載作用下的破壞圖?；瑒訁^(qū)域高1.2 m 左右，寬1.3 m左右，出露部分破裂面角度為43°左右。數(shù)值模擬與物理模擬試驗結果非常相近。此外，由圖中還可以看出，墻體中下部位移較大，且明顯大于墻頂位移，此現(xiàn)象也與數(shù)值模擬的結果相符。

在墻體破壞階段，土釘軸力增加已不再明顯，釘-土截面的摩擦阻力已達到最大值，面層部分也發(fā)生開裂，失去對墻體位移的限制作用，最后土釘墻失穩(wěn)，逐步破壞。由于模型土體為均質土，且不存在軟弱下臥層的問題，所以墻體的破壞形式為部分復合土體向下滑移的體內(nèi)破壞，而不是整體失穩(wěn)。

圖11 物理模型破壞圖Fig.11 Destruction diagram of physical model

4 結論

（1）開挖和加載過程中，土釘墻的水平位移是一個動態(tài)發(fā)展的過程，當土體與土釘組成的復合土體非常穩(wěn)定時，整個深度方向，土釘墻的底部位移較大，隨荷載施加頂部位移會迅速增大，當墻體要發(fā)生滑動破壞時，土釘墻的底部的滑裂面處的位移又會迅速增大并形成一個突起。

（2）土質為粉質砂土時，土釘墻的水平位移的最大值應控制在基坑開挖深度的4‰以下，大于4‰后應立刻采取其他輔助措施以保證墻體穩(wěn)定，否則，墻體可能會迅速喪失穩(wěn)定性。

（3）土釘軸力與墻體水平位移是協(xié)調(diào)發(fā)展的，水平位移較大處附近的土釘軸力也就大。在采用土釘墻支護的二、三級基坑工程中，如果沒有條件監(jiān)測土釘軸力時，可以依據(jù)對墻體位移的監(jiān)測對其加以初步判斷。

（4）土體為均質的粉質砂土時，土釘墻在破壞時的滑動區(qū)的高度和寬度基本一致，如果不存在軟弱下臥層，則破壞形式為墻內(nèi)部分土體向坑內(nèi)滑動破壞。

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