離心模型試驗的連續墻變形影響因素

元 翔，宮全美，周順華

（同濟大學 道路與交通工程教育部重點實驗室，上海201804）

基坑開挖過程是基坑開挖面上卸荷的過程，卸荷引起坑底土體產生以向上為主的位移，同時也引起圍護結構在兩側壓力差的作用下而產生水平位移。影響基坑圍護結構變形的主要因素有：場地的水文地質與工程地質條件、基坑平面形狀、基坑規模、周圍環境條件（地面超載、周邊建筑物、地下管線等）、墻體剛度、施工方法（擋墻、支撐的施工方法，施工質量，開挖順序，挖土時機等）、墻體嵌固深度、支撐形式及平面剛度和支撐預應力大小等［1］。一些學者如 Peck［2］、Clough等［3］、Long［4］、Ou等［5］、Yoo［6］等基于大量工程實踐對基坑圍護結構變形作了研究，但一方面由于基坑工程具有很強的區域特性，其他地區的有關研究成果能否直接應用于上海地區的基坑工程變形預測尚有待探討。莊麗等［7］以上海鐵路南站南廣場大型放坡開挖基坑為例，采用有限元法對該基坑放坡和圍護相結合的施工過程中土坡的蠕變變形、剪應力松弛和蠕變應變變化規律進行計算分析。結果表明，采用冪指數形式的蠕變方程進行軟土放坡開挖基坑土坡長期暴露下的蠕變計算是可行的，并得出了土體開挖時間10、150、300d時相對應的土體蠕變量。包旭范等［8］分析了上海鐵路南站南廣場大型軟土基坑預留土臺的作用機理，得出了預留土臺開挖寬度及土臺加固與否對連續墻變形的影響規律；張輝等［9］運用FLAC3D對上海市軌道交通10號線國權路站－同濟大學站區間下立交基坑開挖進行數值模擬，并對地下連續墻側向位移實測值進行了分析，得出了地下連續墻的剛度、基坑被動區加固深度對圍護結構的側向水平位移的影響。金雪蓮等［10］利用有限元分析軟件ANSYS對一典型帶撐式基坑工程在開挖過程中的變形進行模擬分析，將模擬計算結果與實測值進行比較，驗證該方法的可行性，并對影響基坑圍護結構變形的幾個主要因素進行了系統分析。馮虎等［11］建立了上海地區58個開挖深度19m以上超深基坑工程數據庫，對圍護結構水平位移特性進行了歸一化最大水平位移值的特征、最大水平位移位置的特征、軟土層厚度對變形的影響、墻趾土層對圍護結構變形的影響等幾方面的統計分析，得到了上海地區超深基坑圍護結構一般變形規律和變形控制要點。蘭守奇等［12］通過對上海軌道交通10號線同濟大學站基坑地下連續墻現場監測結果的分析，研究了基坑開挖深度與地下連續墻側移及最大相對側移的關系，同時給出了地下連續墻最大側移及最大側移位置隨開挖時間的變化規律，并對不同測點的側移結果進行分析比較。目前，大多數對于圍護結構變形影響因素的研究是針對圍護結構的墻體剛度、墻體入土深度、支撐剛度、支撐位置等。但在實際工程中，土體開挖施工的工序對圍護結構變形的影響也是十分明顯的［13－15］。

以上海世博會世博軸及地下綜合體工程1標段大型軟土基坑為背景，考慮上海地區灰色淤泥質黏土的蠕變現象［16－18］，結合離心模型試驗，利用三維有限元進行分析計算，并與實測數據進行比較，通過對不同的土臺開挖時限、不同的土臺開挖順序和不同的土臺縱向開挖寬度對地下連續墻變形的影響進行分析，提出合理的土體開挖工序。

1 工程背景

上海世博會世博軸基坑工程位于浦東世博園區，連通兩座地鐵車站，1個磁浮車站。總長度1 048m，寬68～110m，最大挖深22m。本文研究背景為世博軸及地下綜合體工程1標段，基坑凈尺寸為205m×110m，分為深3層和淺3層兩部分。工程場地標高為＋4.2m，深3層開挖深度為21.5m，淺3層開挖深度為17m。淺3層外側采用水泥土攪拌樁加固，基底采用旋噴樁加固；深3層坑外不加固，基底采用旋噴樁加固。本基坑工程采用中心島放坡開挖并結合逆作的施工工藝。工程概況及基坑剖面見圖1和圖2，主要土層物理力學參數見表1。由于淺3層外側采用水泥土攪拌樁作為擋墻，該區域基坑地下1層采用明挖，地下2層以下采用逆作法施工，圍護結構采用地下連續墻，墻厚1m，深33m，施工順序為先開挖至連續墻頂部以下0.6m（標高－1.68m），然后施作第1層中板；待中板到達設計強度后，在第1層中板和預留土臺（土臺頂標高－3.48m）的支撐下以1：2.5坡度開挖至第2層中板處（標高－7.3m），施作基坑中部的第2層中板；待中板到達設計強度后，挖除預留土臺，然后施作剩余的第2層中板；按上述方法繼續開挖至坑底（標高－12.8m），并施作底板。深3層坑外不加固，該區域基坑地下1層以下都采用逆作法施工，先施作頂板，中板和底板處的施工順序與淺3層相同。

圖1 基坑周圍環境

表1 各土層的物理力學參數

圖2 基坑橫剖面圖

2 離心模型試驗

2.1 試驗原理

離心模型試驗的實質是用離心力來模擬自重效應。根據近代相對論的解釋，牛頓的重力與慣性力是等效的，故原型在地球上受到的重力與模型在離心機上受到的離心力所產生的物理效應是一致的。由于慣性力與重力等效，且工程材料性質未變，從而使模型與原型的應力應變相等、變形相似、破壞機理相同，能再現原型特性［8］。

2.2 試驗過程

離心模型試驗采用的是同濟大學的L－30型離心機，該機的主要性能參數見文獻［19］。根據模型箱的尺寸將模型率取為140，試驗用土為取自現場的原狀土。試驗中控制模型土樣的容重、含水量和土體的強度指標，將重塑后的土體在離心機內由下至上進行分層固結。在土樣制備過程中，每一次同時固結兩箱土樣，其中一箱土樣用于基坑開挖的離心模型試驗，另外一箱土樣專門進行土工試驗，測試土體的物理力學參數，使模型土樣各項控制指標的數值與現場值相近。根據抗彎剛度相似原則采用鋁板模擬連續墻，銅棒模擬支撐。

根據實際工況，在模型試驗中對基坑進行開挖，其中工況2到工況3僅觀察由于預留土臺無支護暴露60d對地下連續墻變形的影響。根據試驗結果照片，量測連續墻的水平位移。

2.3 試驗結果

試驗時通過同步攝像系統對模型在試驗中的全過程進行監控，并拍攝模型的照片，見圖3。

圖3 離心模型試驗照片

通過圖片軟件處理分析試驗照片，以獲取所需要的特征點位移數據，見圖4。

圖4 地下連續墻水平位移

從圖4中可以看出，工況2到工況3基坑開挖均位于④層淤泥質粘土層中，隨著預留土臺無支護暴露時間的增加地下連續墻的水平位移明顯增加，最大水平位移增加了5mm，而且地下連續墻底也產生了明顯的水平位移。因此，在④層淤泥質粘土層中進行基坑開挖，應該考慮土體蠕變對基坑的影響。盡量縮短土體無支護暴露的時間，減小圍護結構的變形。

3 蠕變方程及參數的選取

土的蠕變是指隨時間而發展的變形過程，甚至在恒定的荷載下也是這樣。任何一個蠕變階段的持續期和它的作用依賴于土的類型和荷載值。不同的土及不同應力水平作用下的土的蠕變曲線是不同的。

大型通用軟件ANSYS給出了采用隱式方程求解材料蠕變問題的時間硬化模型［20］見式（1），

式中： 為等效蠕變速率；σt為等效應力；T為絕對溫度；C1～C4均為常數，由材料性質等決定；t為求解步的時間。

根據文獻［7］，得到上海淤泥質粘土的參數分別為：C1＝1.89×10－11，C2＝1.57，C3＝－0.89，不考慮溫度影響時，C4＝0。

4 數值計算模型的建立

由于離心模型試驗耗費的時間較多，且模型受到模型箱的限制，考慮不到超大型基坑的大面積卸載情況，因此結合前述離心模型試驗結果以及現場的實測數據，采用ANSYS有限元計算方法對開挖時限、開挖順序和縱向開挖寬度對連續墻變形的影響做進一步的分析。模型根據圖2建立，考慮結果的合理性和計算模型規模的大小，將本工程深3層、淺3層都建立在該模型中，模型總尺寸為330m×250m×75m。淺3層連續墻深33m，深3層連續墻深43m，預留土臺寬8m，土臺土體進行了加固，土體加固后的模量為原土體模量的3倍。綜合考慮計算機容量和計算精度，坑外部分的網格劃分相對較稀。采用八節點等參單元模擬土體，蠕變材料選取式（1）的隱式蠕變方程，方程中參數t按照表2選取。土體選用彈塑性模型，屈服準則采用 D－P準則，計算參數按照表1選取。連續墻、支撐采用實體單元模擬，由于中板環向封閉且與中心島相連，整體剛度較大，因此可簡化為水平位移約束。數值計算過程中采用分步開挖，開挖步驟與前述實際工程的開挖步相同。建立的有限元模型如圖5所示，

圖5 有限元模型

表2 開挖標高及施工時間表

5 數值計算結果及分析

5.1 數值計算數據與離心試驗和實測數據比較

對基坑開挖至－6.5m板時數值模擬與離心模型試驗和監測數據的地下連續墻水平位移值進行比較，如圖6所示。其中，淺3層和深3層地下連續墻分別位于圖7斷面1和斷面3處。可以看出數值計算的結果與試驗結果以及現場實測出的連續墻水平位移值比較接近，可以較好的反映基坑開挖的變形性狀。

5.2 基坑暴露時間對連續墻變形的影響

首先，分析基坑暴露時間對地下連續墻變形的影響，將淺3層和深3層開挖至－6.5m板且挖掉第1塊土臺開始計算，暴露時間為180d。為分析地下連續墻典型斷面變形隨暴露時間增加的變化過程，選取了如圖7所示的5個典型斷面。計算結果如圖8所示。由于離心模型試驗耗費的時間較多，僅針對淺3層斷面1觀察了由于預留土臺無支護暴露60d對地下連續墻變形的影響。

脂肪酸中的a-H，由于受到羧基的吸電子誘導效應的影響而具有一定的酸性，可參與比如鹵代、磺化、烷基取代等反應。

圖6 數值計算數據與試驗和實測數據比較

圖7 計算典型斷面圖

圖8 不同斷面連續墻最大水平位移隨時間的變化曲線

由圖8可以看出，通過離心模型試驗得到的結果與數值計算得到的結果比較接近，連續墻的最大水平位移值隨著暴露時間的增加不斷增加。斷面1和斷面3處連續墻的最大水平位移在60d內增加較快，之后增加速度減緩，并趨于收斂。斷面2、4和5處連續墻的最大水平位移在30d內增加較快，之后增加速度減緩，并趨于收斂。經過180d的暴露，斷面1、2、3、4、5處連續墻產生的最大水平位移值分別為5.2、2.1、2.7、1.1、0.9mm。斷面1處連續墻產生的最大水平位移比斷面2處連續墻產生的最大水平位移大141%。斷面3處連續墻產生的最大水平位移比斷面4、5處連續墻產生的最大水平位移分別大154%和203%。

由此可以看出，由于斷面1和斷面3處的預留土臺已開挖，而斷面2、4和5處仍留有預留土臺，前兩處斷面的連續墻最大水平位移值和增加速率明顯比后三處斷面的連續墻最大水平位移值和增加速率大，可見預留土臺對于連續墻的變形有很好的控制作用；開始暴露時，淺3層的－1.08板已形成，深3層的＋4.2板和－1.08板已形成，深3層的開挖深度大于淺3層的開挖深度，而由于土體蠕變所產生的連續墻最大水平位移卻遠小于淺3層，可見中板對于連續墻的變形也具有很好的控制作用。

5.3 預留土臺開挖方式對連續墻變形的影響

其次，分析預留土臺開挖方式對連續墻變形的影響。預留土臺分塊如圖9所示，土臺寬度33m，跳挖方案如下：

方案1：先開挖第1、4塊，再開挖第2、5塊，再開挖第3、6塊。

方案2：先開挖第2、5塊，再開挖第1、4塊，再開挖第3、6塊。

方案3：1次開挖第1、2、3、4、5、6塊。

方案4：先開挖第1塊，再開挖第2塊，再開挖第3塊…最后開挖第6塊。

圖9 預留土臺分塊圖

由圖10可以看出，對于不同的跳挖方案，方案3連續墻的水平位移最大，方案4連續墻的水平位移最小，斷面1、2、3、4和5處連續墻水平位移可分別減小14%、15%、15%、13%和16%，方案1和方案2連續墻的水平位移值介于方案3和方案4之間。

方案1和方案2一次開挖為兩塊土塊，方案3一次開挖為6塊土塊，方案4一次開挖為一塊土塊。因此為減小土臺開挖而引起的連續墻變形，同時開挖的土塊體積不應太大。從方案1和方案2中可以看出，當采用跳挖開挖土臺時，首先開挖的土塊區對應的連續墻變形量大，因此在分塊開挖施工中建議先開挖連續墻附近無重點保護對象的區域。

圖10 不同方案各斷面的連續墻水平位移圖

在實際工程中，預留土臺的開挖采用了上述方案中的跳挖方法，通過圖10中各個斷面數值模擬與實測數據的對比可以看出兩者的位移值比較接近，但是由于工程的復雜性，在連續墻的最大水平位移上理想的數值模擬解略微偏小。

5.4 預留土臺縱向開挖寬度對連續墻變形的影響

再次，分析預留土臺縱向開挖寬度對連續墻變形的影響。分別對預留土臺縱向開挖寬度為30、25、20、15、10m進行計算分析。計算結果，如圖11、圖12所示。

圖11 不同縱向開挖寬度下各斷面的連續墻水平位移圖

圖12 各斷面不同縱向開挖寬度下連續墻最大水平位移比較圖

由圖11、圖12可以看出，斷面1和斷面2處當土臺縱向開挖寬度大于20m時，連續墻的水平位移增加很快，在土臺縱向開挖寬度小于20m時，連續墻的水平位移變化不大。深3層處斷面3、斷面4和斷面5的連續墻由于比淺3層處斷面1和斷面2的連續墻多一道＋4.2板，所以土臺的縱向開挖寬度對于深3層處連續墻的變形影響不大，土臺縱向開挖寬度從10m增加到30m，連續墻的最大水平位移平均只增加了9%。而淺3層處當土臺縱向開挖寬度從10m增加到30m時，連續墻的最大水平位移平均增加了38%。淺3層預留土臺的縱向開挖寬度宜為20m，深3層預留土臺開挖時由于中板已形成封閉的結構體系，具有較大的剛度，有效地控制了連續墻的水平變形，考慮到較大的縱向開挖寬度方便施工的進行，因此深3層預留土臺的縱向開挖寬度宜為30m。

在實際工程中，根據上述預留土臺的縱向開挖寬度建議進行施工，通過圖11中各個斷面數值模擬與實測數據的對比可以看出淺3層數值模擬值略小于實測數據，深3層數值模擬值與實測數據基本一致，均能較好的反應出連續墻的變形性狀。

6 結 語

1）由于土體的蠕變而產生的地下連續墻變形80%以上發生在預留土臺開挖后的60d內，在這段時間中地下連續墻的最大水平位移增加較快，60d后趨于穩定。所以在預留土臺開挖后應盡快施作下層板結構，土方開挖與結構施工必須嚴密配合，以減小由于土體蠕變而使地下連續墻產生的變形。

2）預留土臺和中板對于地下連續墻的變形有很好的控制作用。

3）開挖預留土臺時，為減小土臺開挖而引起的地下連續墻變形，同時開挖的土塊體積不應太大，當采用跳挖方式開挖土臺時，應先開挖地下連續墻附近無重點保護對象的區域。

4）淺3層預留土臺的縱向開挖寬度宜為20m，深3層預留土臺開挖時由于中板已形成封閉的結構體系，具有較大的剛度，有效地控制了地下連續墻的水平變形，考慮到較大的縱向開挖寬度方便施工的進行，因此深3層預留土臺的縱向開挖寬度宜為30m。

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