狹窄場地二元結構高邊坡組合支擋變形與優(yōu)化分析

張盧明，袁 釬，何 敏，楊汶明

(1.核工業(yè)西南勘察設計研究院有限公司，成都 610061；2.廣州地鐵集團有限公司運營事業(yè)總部，廣州 510310；3.華東交通大學土木建筑學院，南昌 330013)

目前純土體或巖體的一元結構基坑支護設計計算理論與工程經(jīng)驗已經(jīng)較為成熟，但在較特殊的土巖組合二元結構高邊坡支護仍是一個難題。設計師在實際工程中往往是先不考慮下部基巖，而是先用傳統(tǒng)理論計算出上部土層開挖支護方案，對于下部基巖則根據(jù)經(jīng)驗進行開挖支護，但這僅僅是一種近似方法，在硬巖中可能比較適用，但對于極軟巖具有很大的風險性。因此這種二元結構高邊坡對設計師提出了難題，卻鮮有理論依據(jù)。

目前中外一些學者針對二元組合基坑或永久邊坡支護方面的研究主要集中在以下三個方面。

(1)吊腳樁基坑支護結構，即上部樁錨支護，下部錨噴柔性支護。劉紅軍等[1-2]采用有限元法對土巖組合雙排吊腳樁樁錨支護結構進行了變形分析；武軍等[3]采用二維數(shù)值分析方法對土巖復合地層深基坑支護結構進行了力學分析和優(yōu)化設計；白曉宇等[4]采用現(xiàn)場監(jiān)測和數(shù)值模擬的方法對移動荷載作用下土巖組合基坑吊腳樁變形進行了分析；趙文強[5]對上軟下硬復合地層深基坑所采用下部錨噴上部排樁以及鋼支撐的支護結構進行了設計計算。田海光[6]對土巖組合地層“吊腳樁”基坑采用二維有限元進行了設計優(yōu)化。

(2)土巖組合樁撐等其他組合基坑支護結構。雷剛等[7]根據(jù)不同支撐體系參數(shù)對支護結構的影響，對地鐵明挖基坑樁撐體系進行了設計優(yōu)化，并結合現(xiàn)場實測對優(yōu)化效果進行評價。李克先等[8]采用現(xiàn)場監(jiān)測和數(shù)值模擬對某地鐵深基坑開挖過程中樁撐支護結構的變形和受力特性進行了研究。劉澄赤等[9]對疏排樁-土釘墻組合支護結構的穩(wěn)定性進行了分析。伊曉東等[10]采用有限元和現(xiàn)場監(jiān)測對土石二元深基坑樁錨支護結構的變形進行了分析。劉斌等[11]推導了疏排樁-土釘墻組合支護結構穩(wěn)定性驗算公式。仇建春等[12]等采用三維彈塑性有限元研究了地下連續(xù)墻與排樁及高壓旋噴樁新型基坑復合支護結構的變形特性。劉格非[13]對一高邊坡下的深基坑采用了排樁+鋼支撐的支護；韋祥友等[14]對一局部深度達17 m的深基坑采用了上部土釘墻支護和下部樁錨支護的復合支護形式。

(3)臨時基坑與永久邊坡組成的復合邊坡的支護。杜飛等[15]采用最優(yōu)化設計方法對一高達28 m的臨時邊坡和16 m高的永久邊坡的格構錨固體系進行了優(yōu)化設計；董千等[16]對某工程中臨時基坑與永久邊坡所組成的復合邊坡區(qū)段進行了支護設計，采用的支護措施為上部土釘墻下部樁錨支護，并通過設計計算驗算了支護后復合邊坡的整體穩(wěn)定性及支護結構的變形。

同時，關于永久高邊坡支護組成的上排樁下錨噴支護所組成的復合支護體系設計計算，現(xiàn)階段相關規(guī)范[17-19]尚未提供這種組合支護體系的設計參考依據(jù)。數(shù)值分析主要針對上述臨時基坑工程，且下部錨噴段基本為基巖，工程地質條件較好，且現(xiàn)有基坑邊坡設計軟件如理正巖土和深基坑、同濟啟明星、庫倫GEO5軟件等都無法同時完成這種組合支護體系的整體穩(wěn)定性及變形分析。

綜上，以上基坑邊坡組合支護結構主要以上部柔性結構即土釘墻，下部剛性結構即排樁為主，對土～極軟巖組合二元結構高邊坡組合支護體系，即狹窄場地內(nèi)下部錨噴支護，上部樁錨支護穩(wěn)定性及變形的研究文獻鮮見報道。

因此，現(xiàn)在土巖組合深基坑的研究基礎上，以某緊鄰國道狹窄場地高邊坡支護工程為背景，通過理論分析、有限元模擬并結合現(xiàn)場監(jiān)測的方法對組合支護體系的變形與整體穩(wěn)定性進行分析,總結變形規(guī)律，在此基礎上進一步優(yōu)化設計，以期為以后類似工程的設計提供借鑒意義。

1 工程概況

四川省某地下廠房因工程建設需要，場地開挖形成高邊坡，靠318國道側邊坡支護高度高達28 m，為土巖組合邊坡，其中，中等風化泥巖厚約6 m，如圖1邊坡中部最不利斷面所示。

邊坡區(qū)域內(nèi)地貌為基座階地，出露地層為第四系素填土、第四系沖洪積粉質黏土、卵石、白堊系上統(tǒng)灌口組全風化泥巖、強風化泥巖和中風化粉砂質泥巖。泥巖屬極軟巖，飽和抗壓強度約4 MPa，巖層傾向與坡向呈大角度相交，傾角接近80°。

場地工程地質條件較差，其中全風化泥巖厚度達13 m，現(xiàn)場鉆探顯示呈可塑為主，局部呈硬塑狀。場地巖土層為相對隔水層，地下水主要為基巖裂隙水，地下水不甚發(fā)育。場地位于向斜東翼，距向斜軸部約1 km，區(qū)域發(fā)育較小的斷層，導致巖體裂隙發(fā)育，整體較破碎。

受場地條件限制，邊坡坡頂距國道318線約10 m，坡腳距擬建廠房邊線僅1.5 m，邊坡破壞后果很嚴重，邊坡安全等級為一級。

受場地周邊環(huán)境條件限制，結合邊坡高度、工期以及經(jīng)濟性，確定邊坡下半部采用錨噴支護，形成近似半無限體，保證樁前巖體穩(wěn)定，上半部采用樁錨支護，如圖1所示。采用開發(fā)的程序進行支護結構整體穩(wěn)定性計算，再根據(jù)內(nèi)力進行樁的配筋。

上部抗滑樁樁間距4 m，樁徑1.5 m×2.0 m，樁身混凝土強度等級C30，樁長28 m，嵌巖深度8.25 m，樁間擋土板厚30 cm，樁頂縱向設置3排5束15.2 mm鋼絞線錨索，自上而下分別長25、22、20 m，錨固段長9、8、7 m，設計錨固力均為400 kN，傾角25°。

下部邊坡采用錨噴支護。邊坡設計坡率1∶0.1，系統(tǒng)錨桿與抗滑樁錯開布置，錨桿縱橫間距均為2 m，錨桿采用2根32 mm的螺紋鋼筋，長9～18 m，設計抗拔力150～200 kN，傾角20°。C20噴射混凝土厚度10 cm。

邊坡地層及支護結構物理力學參數(shù)如表1所示。

圖1 邊坡支護初步設計剖面圖Fig.1 Preliminary design profile of slope support

表1 地層及支護結構物理力學參數(shù)Table 1 Physico-mechanical parameters of soil layers and support structure

2 組合支護結構整體穩(wěn)定性驗算

對排樁-錨噴組合支護結構的整體穩(wěn)定性，可以假設滑裂面為圓弧面，采用條分法[11]進行計算，并考慮排樁和錨桿的作用，整體安全系數(shù)Ks為

(1)

式(1)中：m為滑動體分條數(shù)；n為滑動體內(nèi)土釘數(shù)；ci、φi分別為土體的黏聚力和內(nèi)摩擦角；li為土條滑動面弧長；Wi為土條重量；q為坡頂均布荷載；di為土條寬度；θi為滑動面處切線與水平面間的夾角；αj為錨桿與水平方向的夾角；Tj為錨桿抗拔力；Sj為錨桿的水平間距；R為圓弧滑動面的半徑；Mp為排樁抗力力矩[17]，即

(2)

式(2)中：αi為排樁與圓弧切點至圓心連線與垂線的夾角；Mc為每根樁的彎矩；hi為切樁圓弧面至坡面的深度；Kp、Kα為土的被動與主動土壓力系數(shù)；d為排樁直徑，當為方樁時可按面積等效原則換算；Δd為兩樁間的凈距；γ為土體重度。

通過公式(1)和式(2)可計算得到組合支護結構的整體穩(wěn)定性，經(jīng)開發(fā)的邊坡綜合治理程序多次迭代計算可得最危險圓弧滑動面半徑為59.782 m，支護體系整體穩(wěn)定性系數(shù)為1.384，大于規(guī)范[14]規(guī)定的安全系數(shù)1.35的要求。

因上述方法需要明確支護結構中排樁承擔的荷載，且不能分析組合支護體系內(nèi)力和周邊地表變形，尚且不能完全滿足工程需要。

3 有限元模型建立及模擬方法

邊坡開挖深度接近28 m，且下部錨噴支護和抗滑樁為交錯布置，從而采用二維分析不可行，采用空間三維有限元計算十分必要。故選用某大型商業(yè)通用有限元軟件對邊坡開挖過程進行三維數(shù)值分析，分析組合支護結構體系內(nèi)力及變形狀況。

計算采用總應力法，不考慮地下水對體系的作用，全面考慮樁土間的摩擦作用，接觸面采用基于Coulomb摩擦定律的硬接觸，切向摩擦系數(shù)取0.3。采用如下的約束條件：模型底部采用固定邊界，約束X、Y、Z三個方向位移，可以滿足距離邊坡較遠處的沉降為零的要求；開挖兩側約束相應的水平位移。土體使用C3D8R減縮積分單元，可有效模擬土體變形，樁體使用C3D8I非協(xié)調單元，更好地反映樁體的彎曲變形。土體材料的本構關系選擇應用廣泛的Mohr-Coulomb 理想彈塑性模型。樁體采用線彈性模型，無需考慮混凝土的屈服效應[20]。錨索(桿)采用B21梁單元實現(xiàn)。

模型平面尺寸為70 m×30 m，Z方向寬度8 m(共模擬兩排抗滑樁，樁間距4 m)，針對圖1建立的有限元模型如圖2所示。

圖2 三維有限元計算模型Fig.2 Three dimensional finite element model

模型總共劃分網(wǎng)格數(shù)量17 389個，最大網(wǎng)格尺寸為2 m，最小網(wǎng)格尺寸為1 m。

模型坡頂施加的道路和施工荷載為15 kPa。

坡體內(nèi)土體開挖模擬分5個工況(抗滑樁為提前預支護)。工況1 為開挖至7 m，施工樁頂3 道錨索；工況2 為開挖至12.5 m到±0標高604 m；工況3 為開挖至16.5 m到強風化泥巖頂面，施工上部第1～2道錨桿；工況4 為開挖到20.5 m到中風化層頂面，施工中部第3～4道錨桿；工況5 為繼續(xù)開挖至坑底，施工下部第5～7道錨桿。

4 計算結果及分析

4.1 抗滑樁變形發(fā)展過程

不同施工工況下抗滑樁樁身側移分布如圖3所示，可以看出：當基坑開挖至7 m時(施工3排錨索后)，樁處于半懸臂狀態(tài)，樁身最大側移發(fā)生在自樁頂以下約6 m處，最大側移量為2.1 mm，整個樁的懸臂段側移變化幅度很小，嵌巖段幾乎不發(fā)生側移；開挖至12.5 m時，樁身位移進一步增大，嵌巖段上部樁體的側向變形擴展較大，最大側移發(fā)生在樁頂下6.8 m處，最大值為5.4 mm，中下部側移量逐漸減小，嵌巖段幾乎不發(fā)生側移；開挖至16.5 m，最大側移下移至樁頂下7.8 m處，最大側移量為7.0 mm，開挖至20.5 m和坑底時，最大側移量分別為8.2 mm和8.9 mm，位于樁頂以下8.8 m處。

圖3 不同工況下抗滑樁側向位移(優(yōu)化前)Fig.3 Lateral displacement of anti-slide pile under different working conditions(before optimization)

從圖3可以看出，樁體的最大側移并未出現(xiàn)在樁頂，這與樁頂施加了3排錨索有關，樁頂位移最大值為5.2 mm。隨著開挖深度加大，樁體側移變化幅度越大，樁身中部位移發(fā)生了較大幅度的增長，樁身下部所受約束作用逐漸減弱，樁身最大側移發(fā)生位置逐步下移。

根據(jù)規(guī)范[14]，支護結構坡頂最大水平位移應小于20 mm，所以該位移值在安全范圍以內(nèi)。

4.2 地表沉降發(fā)展過程

圖4 不同工況下周邊地表沉降(優(yōu)化前)Fig.4 Surrounding surface settlement under different working conditions(before optimization)

不同施工工況下地表沉降分布如圖4所示。隨著開挖深度的增加，地表沉降逐漸增大，各工況沉降最大值基本發(fā)生在距離樁水平距離13.7 m處和0～3 m區(qū)域，國道區(qū)域沉降值最大，距離樁0～3 m區(qū)域和國道區(qū)域變化幅度較大，中部和道路所在區(qū)域變化幅度較小。各工況地表沉降整體變化規(guī)律基本一致。

各工況下最大地表沉降值分別為8.8、9.9、10.5、11.7、12.5 mm。根據(jù)規(guī)范[21]，周邊地表沉降最大值應小于25 mm，所以該沉降值在安全范圍以內(nèi)。

4.3 土體深層位移發(fā)展過程

不同施工工況下土體深層位移分布如圖5所示。土體深層位移變化規(guī)律與樁身側移變化規(guī)律較為一致，隨著開挖深度的增加，土體位移逐漸增大，各工況下深層位移最大值逐漸下移，近地表區(qū)域及中部區(qū)域變化幅度較大，最大位移發(fā)生在地表以下約1.1 m處，另外地表以下約10.0 m處位移也較大。各工況下最大位移值分別為4.6、7.3、8.2、8.9、9.3 mm。根據(jù)規(guī)范[19]，土體深層位移最大值應小于30 mm，所以該數(shù)值在安全范圍以內(nèi)。

圖5 不同工況下土體深層位移(優(yōu)化前)Fig.5 Deep soil displacement under different working conditions(before optimization)

5 優(yōu)化設計結果分析

根據(jù)以上分析可以得出，結構體系各項變形均在規(guī)范允許范圍內(nèi)，支護設計可進一步優(yōu)化，故將樁的嵌巖深度縮短2 m，即樁長由28 m優(yōu)化至26 m，其他參數(shù)保持不變。

5.1 抗滑樁變形分析

優(yōu)化后不同施工工況下抗滑樁樁身側移分布如圖6所示，可以看出：樁身位移變化規(guī)律與優(yōu)化前基本一致，最大位移發(fā)生在樁頂以下約7 m處，最大側移量發(fā)生位置有所上移。各工況下最大側移量分別為：3.4、7.0、8.5、9.7、10.5 mm。比優(yōu)化前增加1.6 mm，依然在規(guī)范規(guī)定的安全范圍內(nèi)。說明適當減小樁長對樁的側移影響較小，這與樁頂3排錨索起到較好的控制樁側移的作用密切相關。

圖6 不同工況下抗滑樁側向位移(優(yōu)化后)Fig.6 Lateral displacement of anti-slide pile under different working conditions(after optimization)

5.2 地表沉降分析

優(yōu)化后不同施工工況下地表沉降分布如圖7所示。地表沉降變化規(guī)律與優(yōu)化前基本一致，各工況沉降最大值基本發(fā)生在距離樁水平距離12 m處和0～3 m區(qū)域，國道區(qū)域沉降值較大，但變化趨勢較小。各工況下國道區(qū)域最大地表沉降量分別為：12.1、15.7、17.4、18.7、19.5 mm。比優(yōu)化前增加56%，依然在規(guī)范規(guī)定的安全范圍內(nèi)。也說明減小樁長對地表沉降影響較大。

圖7 不同工況下周邊地表沉降(優(yōu)化后)Fig.7 Surrounding surface settlement under different working conditions(after optimization)

5.3 土體深層位移分析

優(yōu)化后不同施工工況下土體深層位移分布如圖8所示。土體水平位移變化規(guī)律與優(yōu)化前基本一致，近地表區(qū)域及中部區(qū)域變化幅度較大，最大位移發(fā)生在地表以下約2 m處，另外地表以下約8 m處位移也較大。各工況下最大位移值分別為8.2、10.8、11.9、12.6、13.0 mm。該數(shù)值仍在安全范圍以內(nèi)。比優(yōu)化前增加40%，依然在規(guī)范規(guī)定的安全范圍內(nèi)。也說明減小樁長對土體位移影響較大。

圖8 不同工況下土體深層位移(優(yōu)化后)Fig.8 Deep soil displacement under different working conditions(after optimization)

5.4 錨索(桿)內(nèi)力分析

優(yōu)化后的模型開挖支護完成后，模擬計算得到的錨桿(索)內(nèi)力變化情況(第一排代表最頂部錨桿)如圖9所示。從圖9(a)可以看出，下半部邊坡錨桿軸力最大值為189 kN，發(fā)生在坡頂，未超過200 kN的設計值，從坡頂向下錨桿軸力逐漸減小，整個錨噴工程區(qū)錨桿內(nèi)力均在可控范圍內(nèi)，并還有進一步優(yōu)化的空間。從圖9(b)可以看出，錨索最大軸力為424 kN，略超過400 kN的設計值，發(fā)生在下部第3排，從樁頂向下錨索軸力逐漸增加，錨索內(nèi)力基本在可控范圍內(nèi)。

圖9 錨桿(索)軸力分布圖Fig.9 Axial force distribution diagram of anchors(cables)

5.5 組合支護結構整體穩(wěn)定性分析

優(yōu)化后的結構在開挖支護完成下，模擬計算得到的組合支護體系塑性變形情況如圖10所示。從圖10可以看出，組合支護體系未出現(xiàn)整體塑性變形貫通區(qū)，僅在樁頂3～5 m深度范圍內(nèi)及錨噴頂部坡腳出現(xiàn)小范圍的塑性破壞區(qū)，但數(shù)值較小，組合支護結構整體安全可靠。

運用有限元強度折減法計算開挖支護完成后結構體系的整體穩(wěn)定性，當折減系數(shù)為1.36時位移突然增大，故安全系數(shù)取1.36，大于規(guī)范[17]規(guī)定的一級邊坡安全系數(shù)1.35的要求。

圖10 等效塑性應變云圖Fig.10 Equivalent plastic strain nephogram

6 現(xiàn)場監(jiān)測結果對比分析

為了保證國道和水廠的安全，也為進一步驗證優(yōu)化后模型數(shù)值分析的可靠性和評價工程效果，樁后每隔2 m設置了地表沉降觀測點，在公路內(nèi)側布置了測斜儀監(jiān)測土體水平位移。在樁身錨索上布置MXR-1020型振弦式錨索測力計監(jiān)測錨索軸力，在注漿孔內(nèi)的漿液的強度達到規(guī)定強度后，在地表采用千斤頂張拉的方式，將錨索測力計與錨索固結成整體?，F(xiàn)場實測數(shù)據(jù)采集時間為工程竣工1年后汛期季節(jié)，鑒于現(xiàn)場測力計較多的情況，待施工完成后，采用集成自動采集器將各應力監(jiān)測設施集結在一起，并自動采集各監(jiān)測周期內(nèi)的應力數(shù)據(jù)。監(jiān)測點布置如圖11所示。

圖11 監(jiān)測點平面布置圖Fig.11 Layout plan of monitoring points

6.1 土體水平位移

隨著開挖深度的增加，土體水平位移逐漸增大。計算及實測土體水平位移如圖12所示，計算值均大于實測值(除地表附近外)，但總體數(shù)值很接近，最大值發(fā)生在604 m平臺附近(即樁的嵌固點)，可以得出三維有限元模擬結果較為接近實際。

圖12 計算與實測土體水平位移Fig.12 Calculation and monitoring horizontal displacements

6.2 地表沉降分析

隨著開挖深度的增加，地表沉降逐漸增大。計算及實測地表沉降如圖13所示，計算值均大于實測值(除地表附近外)，但發(fā)展變化規(guī)律基本一致，總體數(shù)值較為接近，說明三維有限元模擬結果較為接近實際。

圖13 計算與實測地表沉降Fig.13 Calculation and monitoring surface subsidence

6.3 錨索軸力分析

開挖至基底后錨索軸力監(jiān)測值與設計值如圖9(b)所示。由圖9(b)可知，錨索應力監(jiān)測值要略小于設計值，除第三排外，監(jiān)測值整體要大于計算值。

綜上可以得出，三維數(shù)值計算結果與實測結果較為接近，整體變化規(guī)律基本一致。

邊坡竣工后的現(xiàn)狀如圖14所示，邊坡整體穩(wěn)定。

圖14 邊坡竣工全貌Fig.14 Photo of slope completion

7 結論

(1)結合四川某工程地下廠房高邊坡工程的設計、施工與監(jiān)測，利用大型通用有限元軟件對其進行三維數(shù)值分析。結果表明，在土～極軟巖二元結構下采用上部吊腳樁樁錨支護與下部錨噴組合支護方式總體可行。土體模型采用Mohr-Coulomb 理想彈塑性模型，數(shù)值模擬結果與實測結果較為接近，組合支護體系能夠有效控制坡體變形以及樁體側移，可為類似條件下的高邊坡支護設計提供借鑒，在狹窄場地內(nèi)有較好的應用前景。

(2)在整個邊坡開挖過程中，隨著開挖深度增加，樁身側移、地表沉降和土體位移均增大，中上部土層段位移變化較大，嵌巖段位移很小，且樁身最大側移點逐漸下移。由于樁頂多排錨索的約束作用，樁身最大側移點發(fā)生在第3排錨索下2～3 m 處，并非發(fā)生在樁頂?？拷鼧渡? m范圍內(nèi)和國道區(qū)域地表沉降較大，近地表和樁身1/3區(qū)域土體水平位移較大。

(3)優(yōu)化樁長后，地表沉降最敏感，比優(yōu)化前增加約56%，土體水平位移增加約40%，而樁身側移變化較小，主要是由于樁頂設置3排錨索產(chǎn)生較大的約束作用，說明預應力錨索可較好分擔樁身中上部作用在土層上的部分水平荷載，進而有效地減小組合支護結構樁體破壞的風險。

(4)對于土～極軟巖組合高邊坡，下部邊坡較陡的半坡樁或吊腳樁的嵌固段頂部平臺寬度不應小于3～5倍樁徑，且不應小于5 m，如坡度較緩，可適當放寬；可適當優(yōu)化樁嵌巖深度，嵌巖深度控制在樁長的1/4基本可滿足工程要求，樁身宜設置多排錨索控制變形。