張文濤，祁長青，周志芳，甘飛飛，韓 輝

(河海大學地球科學與工程學院，南京 211100)

0 引言

進入21世紀，地下空間的開發(fā)利用迎來黃金發(fā)展期。與大橋相比，水底隧道對自然環(huán)境影響小，通行不受天氣條件制約，且兼有電纜管廊、輸油管等附加功能，使它逐漸成為城市越水交通線的首要選擇。水下工程的施工往往面臨著軟土地層深厚、地下水壓力大、周邊環(huán)境復(fù)雜等難題，對設(shè)計和施工提出了更高的要求。采用明挖法進行施工的水下工程，其圍護結(jié)構(gòu)兼具支護和擋水的作用，對其變形和穩(wěn)定性的要求也更為嚴格。

在基坑圍護結(jié)構(gòu)變形及穩(wěn)定性方面，目前已經(jīng)有許多研究成果。趙晟[1]和李博等[2]分析研究了軟土富水條件下的基坑支護結(jié)構(gòu)變形規(guī)律。李光明[3]、李四維[4]和秦景等[5]通過數(shù)值計算和監(jiān)測數(shù)據(jù)的對比分析驗證了數(shù)值模擬用于預(yù)測沉降的可行性。肖武權(quán)[6]和王安正等[7]以某深基坑支護結(jié)構(gòu)變形與內(nèi)力監(jiān)測數(shù)據(jù)為基礎(chǔ)，結(jié)合數(shù)值模擬，探討了支護結(jié)構(gòu)變形與內(nèi)力的變化規(guī)律。付立彬等[8]通過建立摩爾-庫倫屈服準則的三維基坑階梯開挖模型，分析了不同工況下水下基坑的變形特點。李瑩和張衛(wèi)健[9]以小干二橋為例介紹了水下基坑施工要點。張程然[10]、王成生等[11]針對組合圍堰特殊結(jié)構(gòu)形式，用豎向分條雙壁鋼圍堰施工新技術(shù)成功解決了水下深基坑支護難題。丁智[12]、劉燕[13]和雷明峰等[14]研究了水下基坑分區(qū)開挖的時間效應(yīng)和空間效應(yīng)，驗證了開挖考慮時空效應(yīng)的必要性。Shi等[15]通過引入剛度修正函數(shù)來預(yù)測水下管道的沉降。Abdiel等[16]提出了一種基于粒子有限元法的水下地基單開挖和多開挖的數(shù)值模型，可以較為準確對開挖過程中的土體變形進行預(yù)測計算。Tavera等[17]對柏林波茨坦廣場基坑支護結(jié)構(gòu)在準靜態(tài)條件下的行為進行了有限元模擬，提出了一種新的、簡化的方法來模擬高水位下深基坑支護墻的變形。

從以上研究可以看出，目前研究成果大多集中在地面開挖的基坑安全性評價方面，對開挖深度超過10m,且基坑坑底深度遠低于湖床海拔，需要用隔水圍堰進行施工的湖底深基坑研究較為少見。蘇錫常南部高速太湖隧道基坑長度達到6 000m，最大寬度230m，基坑最大深度20m，軟土層厚度最大達到50m?；邮┕すば驈?fù)雜，面臨“大型”、“深埋”、“高水壓”的工程難點。此外太湖地區(qū)地下水補給量充足，基坑開挖深度穿過承壓含水層，這也給基坑圍護結(jié)構(gòu)的設(shè)計提出了更高要求。為保證隧道工程的安全性，需要對基坑圍護結(jié)構(gòu)的變形和穩(wěn)定性進行詳細研究?，F(xiàn)場實地監(jiān)測對場地條件要求高、操作復(fù)雜、儀器成本高昂，因此只能在重點部位布設(shè)，而數(shù)值模擬方法可以對整體的受力和變形進行分析，對變形趨勢和穩(wěn)定性情況進行預(yù)測和預(yù)警，對設(shè)計和施工具有重要的指導(dǎo)意義。本文針對太湖隧道基坑的實際工況，利用Plasix數(shù)值模擬軟件建立了包含止水帷幕、鋼板樁、支護樁、鋼支撐等圍護結(jié)構(gòu)的基坑開挖三維模型，計算開挖過程中圍護結(jié)構(gòu)的受力和變形情況，對其穩(wěn)定性進行了評價。

1 工程概況

蘇錫常南部高速太湖隧道采用明挖法進行施工，基坑共分4倉進行推進式開挖。其中2、3兩倉完全位于太湖底部，兩倉基坑總長約934m，2倉寬170m，3倉寬144m，兩倉呈“日”字形排列，中間由鋼板樁圍堰隔開。圍堰所用鋼板樁為SP-Ⅳ型拉森鋼板樁，截面有效寬度400mm,厚度15.5mm，高170mm。基坑四周采用兩層鋼板樁夾圍堰填土進行圍護，圍堰頂部高程2.9m，底部高程為-27.0m。太湖常蓄水位高程為2.0m，湖底高程在2倉為-2.1m，3倉為-1.5m，基坑底部高程為-15.0m?；硬捎镁c降水后開挖，2倉放坡開挖，開挖坡比為1：1.5，下部采用SMW工法樁進行支護，三軸攪拌樁直徑850mm，樁中心間距650mm，內(nèi)插H型鋼，隔一插一。頂部設(shè)冠梁，冠梁與1.2m×1.0m混凝土橫支撐連接，在距基坑底部3.0m設(shè)鋼支撐。3倉基坑垂直開挖，采用1.0m直徑灌注樁支護，頂部設(shè)冠梁，冠梁與混凝土橫支撐相連接，在距樁頂4.5m和基坑底部3.0m設(shè)置兩道鋼支撐。

2 模型及計算參數(shù)

2.1 模型建立

根據(jù)項目的工程地質(zhì)平面圖和剖面圖以及支護結(jié)構(gòu)設(shè)計圖，建立了開挖基坑的三維有限元模型(圖1)。考慮模型的邊界效應(yīng)，經(jīng)過試算和分析，最終模型長1 054m，寬426m，底面距建基面38m。模型位移邊界條件為底部三個方向的位移約束，四周只約束水平向位移。計算中考慮太湖地下水位位于2m高程處，距2倉基坑底面約4.1m，距3倉基坑底面約3.5m。分步開挖過程中，基坑抽水采用穩(wěn)態(tài)滲流計算進行模擬，保證地下水位位于開挖面以下1.0m。

圖1 三維模型及支護結(jié)構(gòu)

模型原點位于模型左側(cè)中間。由2倉向3倉的方向為x正向，沿模型寬取為y方向。豎直方向為z向，向上為正，模型共劃分157 739個單元，22 047個節(jié)點，在建模過程中圍堰和土體用四面體單元模擬，拉森鋼板樁及支護樁等效為板單元進行計算。鋼板樁的等效計算原理見圖2，將鋼板樁等效為三個方向的彈簧。故其模量與剛度存在三個方向的分量。鋼板樁高度方向定為1方向，連接的橫向方向為2方向，垂直于咬合連接的方向為3方向。1,2,3表示三個相互正交的彈性主軸(又稱材料主方向)，其法平面是三個彈性對稱面，剛度是各向異性的。其等效過程見公式(1)-(6)。

圖2 鋼板樁等效計算原理

d=h

(1)

E1=12EsteelI1/d3

(2)

E2=12EsteelI2/d3≈I2/I1E1≈E1/20

(3)

(4)

(5)

(6)

式中：h為鋼板樁高度，m；E1為1方向上的彈性模，MPa；A為每米墻寬，m；E2為2方向上的彈性模量，MPa;Estee為鋼板樁剛度,N/m;γstee為鋼板樁重度,N/m3;I為慣性矩;G12為1、2平面剪切剛度，N/m;G13為1、3平面剪切剛度,N/m;G23為2、3平面剪切剛度,N/m。

對支護樁的處理同樣采用等效方法，將樁單元按抗彎剛度相等的原則等價為一定厚度的墻體進行計算，僅考慮樁體豎向受力與變形，此法稱為等剛度法。等價計算步驟如式(7)-(9)所示：

(7)

(8)

(9)

式中：E為等效墻體的彈性模量，MPa；Ep為樁的彈性模量，MPa；Es為樁間土的模量，MPa；u為相鄰樁的中心距離，m；D為樁徑，m；t為樁凈距，m；k為等效墻體厚度，m。

2.2 參數(shù)選取

本次計算土體采用彈塑性本構(gòu)關(guān)系，服從摩爾庫倫破壞準則。根據(jù)2017年4月進行的室內(nèi)土工試驗，各計算土層的取值見表1。支護結(jié)構(gòu)的參數(shù)根據(jù)《混凝土結(jié)構(gòu)設(shè)計規(guī)范》取值，等效后的參數(shù)見表2。

表1 土層物理力學參數(shù)

表2 支護結(jié)構(gòu)物理力學參數(shù)

2.3 計算步驟

為了與施工一致，計算中主要考慮了表3的施工過程：2倉施工早于3倉，在2倉開挖至第一層的時候，3倉開始進行抽水，此后2、3倉同時開挖。

表3 計算步驟及施工過程

3 數(shù)值計算結(jié)果及分析

3.1 圍堰鋼板樁受力和變形分析

3.1.1 鋼板樁變形分析

為了分析基坑圍堰鋼板樁的變形情況，選取模型鋼板樁頂部具有代表性的特征點對它們的變形情況進行分析，特征點的分布位置見圖3。

圖3 特征點分布

圖4是所取的特征點變形計算曲線和現(xiàn)場2017年9月至2018年8月份實際監(jiān)測數(shù)據(jù)的對比，模擬結(jié)果與實測值基本一致。圖中A、B兩點位于縱向圍堰中部，主要發(fā)生向坑內(nèi)的變形。C點和D點的水平位移規(guī)律則和2、3兩倉的開挖順序有關(guān)。所有測點均隨基坑開挖產(chǎn)生大小不等的沉降。

從圖4(a)可以看出A點水平位移曲線呈階梯式增加的規(guī)律，初期基坑降水導(dǎo)致鋼板樁發(fā)生較為明顯的向坑內(nèi)的變形，然后在基坑1層降水和放坡開挖的作用下，位移出現(xiàn)反彈或者減速增長的趨勢。隨著開挖深度的增加，在外部湖水水壓的作用下，樁頂水平位移呈現(xiàn)加速增長趨勢，在基坑開挖完成后A點最大位移量約1.75cm。B點位于3倉縱向圍堰，其初期位移變化較小，因為在2倉開挖至-7.6m之前，3倉未進行開挖，而后3倉的分層開挖導(dǎo)致鋼板樁頂部變形快速增加，變形方向為向坑內(nèi)。開挖過程中鋼支撐和支護樁等的設(shè)立使得圍堰鋼板樁的變形速率有所放緩。最終B點水平位移量約0.75cm。C、D兩點主要發(fā)生X向的水平變形。C點在3倉施工后發(fā)生向坑內(nèi)的變形(X負方向)，最終位移量6mm；D點在施工150d后位移方向發(fā)生改變，這是因為2、3倉施工的不同步性，最初鋼板樁發(fā)生向2倉坑內(nèi)方向的位移(X負方向)，隨著2倉的不斷開挖，圍堰向2倉的變形也逐漸增大，后隨著3倉的降水和開挖施工，使2、3倉之間的橫向圍堰的變形又逐漸減小，最終位移量為4mm左右。鋼板樁最大變形部位發(fā)生在基坑長邊中部，最大水平位移出現(xiàn)在鋼板樁頂部，約1.8cm，小于控制值3.0cm。

圖4(b)是四個特征點處鋼板樁的沉降變化情況，其中B、C兩點沉降量隨基坑開挖平穩(wěn)增加；A點和D點在2倉施工后沉降位移也逐漸加速，最大沉降變形發(fā)生在中部橫向圍堰，約3.25cm，小于控制值的4.5cm。鋼板樁在基坑施工開挖期間總體處于穩(wěn)定狀態(tài)，水平位移與沉降量均未超標。

圖4 鋼板樁變形數(shù)值-監(jiān)測對比

豎向鋼板樁插入土體后互相咬合連接為水平整體支護結(jié)構(gòu)，在受力時，其受力特征類似均布荷載的梁，開挖后土體主動土壓力作用在鋼板樁上，在兩側(cè)受約束的情況下，中部彎矩最大，其變形也最為明顯。

3.1.2 鋼板樁受力分析

圖5為鋼板樁剪力和彎矩隨著施工過程的變化圖。從計算結(jié)果來看，圍堰鋼板樁在開挖施工過程中會產(chǎn)生剪應(yīng)力集中的現(xiàn)象，應(yīng)力主要集中在鋼板樁聯(lián)結(jié)以及與基坑支護樁的連接處，圖5(a)顯示了不同施工步驟的最大和最小剪應(yīng)力值，剪應(yīng)力的正負表示方向。隨著基坑開挖深度的不斷增加，單個鋼板樁受力為懸臂梁特征，主動土壓力不斷增大，剪應(yīng)力最大值出現(xiàn)在2、3倉橫向圍堰附近，開挖過程出現(xiàn)的最大剪應(yīng)力值為366.3kN/m,位于中部橫向圍堰鋼板樁。

圖5(b)為鋼板樁的彎矩變化過程，在開挖過程中，隨開挖深度不斷增大，圍堰鋼板樁彎矩最大值也逐漸增大，最大彎矩66.46(kN·m)/m。

圖5 基坑開挖剪力及彎矩變化

3.2 圍堰土體變形分析

該基坑圍堰采用雙層鋼板樁夾填土的圍護形式，圍堰作為臨時的支護結(jié)構(gòu)，起到擋水、圍水、擋土的作用。圖6為各橫向圍堰頂部變形隨施工的變化過程。從圖中可以看出，圍堰變形受力機制同鋼板樁一致，其中2倉左側(cè)的橫向圍堰主要發(fā)生向2倉內(nèi)的傾斜變形，隨著深度增加圍堰土體所受不平衡土壓力增大且土壓力作用點逐漸下移，圍堰頂部對受力反饋最為敏感，位移最大值達到近1.1cm(圖6a)。圖6(b)是2、3倉之間的橫向圍堰水平向變形情況。該處圍堰主要發(fā)生向2倉的變形，圍堰頂部變形量先增大后減小。這是由于2倉3倉施工的不同步性。因2倉開挖深度較大最終變形量方向不變，穩(wěn)定在1.2cm左右。圖6(c)是3倉右側(cè)橫向圍堰的水平向變形情況，3倉處圍堰變形量最大，變形方向為向3倉基坑內(nèi)。由于兩側(cè)縱向圍堰的約束作用，圍堰中部彎矩最大因此位移較大。在3倉開始施工后，圍堰變形速率加大，最大位移發(fā)生在圍堰頂部，最大值約1.8cm。

圖6 橫向圍堰土體X向變形

由于計算模型的對稱性，對其中一側(cè)的縱向圍堰進行變形分析。圖7為縱向圍堰的變形過程。從圖7可以看出2倉和3倉的縱向圍堰主要發(fā)生向基坑內(nèi)的變形，且在橫向圍堰處因受約束其位移量小于基坑中間段。同時還可以看出，由于2倉施工較快，開挖深度較3倉深，因此3倉縱向圍堰向基坑內(nèi)的變形量小于2倉圍堰，當基坑開挖最后一層時，3倉變形大幅增加，開挖結(jié)束后，2、3倉縱向圍堰的Y向變形量大致相同，約1.5cm，圍堰總體穩(wěn)定。

圖7 縱向圍堰Y向變形

基坑的開挖，會導(dǎo)致周邊地層的沉降變形。圖8是基坑縱向圍堰的豎向變形情況。從圖8(a)中看出2倉圍堰體沉降為兩頭小中間大，最大值點位于中部，約1.5cm，3倉最大沉降點位于2、3倉之間的橫向圍堰附近，約1.8cm。3倉沉降變形在基坑開挖最后一層時陡增，整體沉降小于2倉圍堰。圖8(b)是橫向圍堰豎向變形情況，土體變形量中間大于兩端。三道圍堰發(fā)生大小不等的沉降變形。2、3倉之間的橫向圍堰沉降變形最大，約2.7cm。從圍堰的變形情況可以看出，最大水平位移約1.8cm，小于控制值的4cm，最大沉降量2.7cm，同樣小于控制值的3.0cm，總體處于穩(wěn)定狀態(tài)。圍堰土體兩側(cè)被鋼板樁水平約束，其變形受力受鋼板樁控制，鋼板樁中部彎矩較大，故圍堰土體作為防滲作用的補充，最大位移點也出現(xiàn)在中部。

圖8 圍堰Z向變形

3.3 基坑側(cè)壁支護樁變形受力情況分析

3.3.1 基坑側(cè)壁支護樁變形情況

基坑開挖時，在2、3倉的側(cè)壁采用支護樁進行支護，在模型建立過程中等效為板單元進行模擬。隨著開挖深度的增加，支護樁產(chǎn)生變形。作為阻止基坑附近土體坍塌的重要結(jié)構(gòu)物，主要發(fā)生水平向的變形。由之前圍堰和鋼板樁的變形規(guī)律可知，縱向支護結(jié)構(gòu)變形最大處往往位于基坑長邊中部，故選取2倉中部和3倉中部剖面的支護樁研究水平方向變形。

施工步驟二完成支護樁架設(shè)，圖9是2倉和3倉中部剖面的支護樁隨開挖的Y向位移監(jiān)測數(shù)據(jù)與模擬的對比圖，2倉支護樁位移最大點位于樁身中上部，在高程-15.0m處，最大值約2.5cm，整體位移量較小。3倉支護樁在施工初期樁頂發(fā)生微量內(nèi)傾變形，隨后的施工使得樁體中部變形幅度增加，在最后一層開挖時位移陡增，達到了3.8cm，位移最大點位于距樁頂16.0m處，最大位移小于控制值4.0cm。支護樁總體穩(wěn)定，位移未超限。

圖9 支護樁監(jiān)測-數(shù)值模擬曲線

3.3.2 支護樁受力分析

樁體所受剪力情況同圍堰鋼板樁大致相同。圖10是模型長邊方向支護樁在開挖過程中的剪力變化圖，可以看出剪力比較集中的地方是三道橫向圍堰與支護樁的連接點。2倉橫向圍堰附近在基坑開挖至底部時剪力達到最大值，約100kN/m。中部支護樁在基坑開挖過程中剪力逐漸變大，在基坑開挖結(jié)束后，剪力值略微減小，最大剪力260kN/m。3倉支護樁在基坑開挖完成后，應(yīng)力集中于與橫向圍堰交匯處，約170kN/m。倉體中部支護樁在開挖過程中剪力值變化較小。支護樁上所產(chǎn)生的剪力是樁體受外圍土壤擠壓和外側(cè)湖水壓力產(chǎn)生非均勻變形導(dǎo)致，但剪力小于樁體設(shè)計的最大容許值，符合設(shè)計要求。

圖10 支護樁剪力變化

樁體不同部位彎矩大小存在差異。在基坑挖深不同條件下，受主動土壓力作用，土體擠壓后側(cè)樁體向基坑內(nèi)部產(chǎn)生變形導(dǎo)致。同梁單元的受力相似，支護樁后側(cè)土體作用重心隨施工下移，彎矩最大點一般位于遠離受力重心的樁身頂部或中部，圖11是2倉和3倉中部支護樁不同樁深的彎矩。2倉樁體在基坑開挖最后一層時彎矩大幅增加，最大值約400(kN·m)/m。3倉支護樁整體彎矩大于2倉。在鋼支撐架設(shè)后，由于受到第一道橫向支撐作用，在施工步驟三，樁頂部產(chǎn)生較大彎矩。而后在內(nèi)外水頭差和土體變形的作用下，支護樁中部彎矩變大。在基坑開挖完成后，最大彎矩約1 400(kN·m)/m，小于支護樁的最大容許彎矩2 200(kN·m)/m，該支護滿足抗彎要求，較為穩(wěn)定。

圖11 支護樁彎矩變化

4 結(jié)論

通過對蘇錫常南部高速段太湖基坑施工過程進行數(shù)值模擬并與現(xiàn)場監(jiān)測數(shù)據(jù)進行對比，分析支護結(jié)構(gòu)受力變形特征，得到以下結(jié)論：

1)水平向支護結(jié)構(gòu)因受均布土荷載且兩側(cè)位移約束，彎矩及最大位移點均在中部，但未超過4.0cm的標準值。

2)豎直向支護結(jié)構(gòu)因隨開挖施工，主動土壓力作用點下移，力矩最大點及最大位移出現(xiàn)在長力臂一側(cè)的支護頂部或中部，小于設(shè)計報告4.5cm的允許值。

3)本次模擬計算的結(jié)果與現(xiàn)場監(jiān)測數(shù)據(jù)反應(yīng)的變形趨勢大致相符，驗證了利用該有限元軟件分析預(yù)測水下深基坑變形受力的可行性。有關(guān)成果可為類似工程的設(shè)計和施工提供參考依據(jù)。