成都地區砂卵石場地錨拉樁支護結構嵌固段深度的探討

王君紅，付彬楨，高晨光，王 寧

(中國建筑西南勘察設計研究院有限公司，四川成都610052)

利用有限元軟件plaxis通過對成都地區砂卵石場地某典型深基坑工程支護樁在不同嵌固段深度情況下樁的變形、彎矩、穩定性及塑性區分布并進行分析，對此類場地多支點錨拉樁支護結構嵌固段深度進行探討。

1 工程概況

某工程位于成都市錦江區新光華街1號，西臨人民南路，東臨光華街，南臨新光華街，北接皇城公寓，緊鄰地鐵一號線。擬建建筑物基礎埋深約－20.00 m，周邊環境對基坑變形極為敏感?；又苓呂恢闷矫骊P系見圖1。

圖1 基坑周邊位置關系平面圖

基坑安全等級為一級，基坑－4.0 m以上采用坡度系數為0.2的放坡，－4.0 m以下支護型式為錨拉樁支護。樁徑φ取值為1 000 mm，樁間距3.00 m，有效樁長20.00 m，嵌固深度4.0 m，冠梁為1 000 mm×800 mm，其水平側向剛度系數為0。在－7 m、－12 m、－16 m 處設置3層預應力錨索(φ130，內灌漿，長度分別為16.0 m、13.0 m、12.0 m，錨固段分別為11.0 m、9.0 m、8.0 m)，錨索錨固于支護樁身上，不設腰梁。配筋計算與錨桿(索)計算均根據相應規范進行。穩定性驗算僅進行了整體穩定性驗算與抗傾覆穩定性驗算，整體穩定性驗算計算方法采用瑞典條分法。

2 地質情況

根據該工程勘察報告可知，場地內鉆孔揭露地層為第四系全新統的人工填土(Qml4)、第四系全新統沖積層(Qa14)的粉質黏土、粉土、砂土和卵石土及白堊系灌口組泥巖(K2g)。土層結構由上而下劃分為:

(1)雜填土:以建筑垃圾為主，夾較多混凝土塊及卵石，層厚2.20～4.10 m。

(2)粉質黏土:灰黃色，可塑，稍濕，層厚0.40～1.30 m。

(3)粉土:黃灰色，中密，稍濕，層厚0.60～1.90 m。

(4)細砂:灰色、黃灰色，松散，層厚0.30～2.00 m。

(5)中砂:灰色、黃灰色，松散，該層呈透鏡狀分布于卵石層中。

(6)礫砂:雜色，濕～飽和，成份以細～中砂為主，該層呈透鏡狀分布于卵石層中。

(7)圓礫:細中砂充填，部分泥質充填。

(8)卵石:雜色，濕～飽和，細、中砂充填，部分泥質充填，局部夾中砂、粉土透鏡體。卵石層頂面埋深3.10～4.70 m，劃分為:圓礫、稍密、中密、密實卵石層。

(9)泥巖:紫紅色、灰綠色泥巖，稍濕，夾泥質粉砂巖透鏡體，該層頂面埋深 22.20～23.50m，頂面高程 477.31～478.06 m，依風化程度分為強風化帶與中風化帶。

3 模型的建立

3.1 網格生成

根據基坑的平面形狀、開挖深度和地質條件等因素，X向范圍77.0 m，Y向深度至深－35.0 m。模型土體選用15節點三角形單元模擬，支護樁采用梁單元模擬，錨索自由端采用點對點錨桿模擬，錨固段采用土工格柵模擬;工程樁與土體之間采用Goodman接觸面單元模擬兩者之間的相互作用。

3.2 本構模型及參數選擇

選取基坑邊中部一典型剖面，根據場地綜合地質情況將土層劃分為5層，分別為雜填土、中砂、卵石、強風化泥巖及中風化泥巖，巖土材料按Mohr－Coulomb材料考慮，巖土材料參數見表1;支護樁、錨索及土釘采用線彈性模型，計算參數見表2和表3。

表1 巖土材料參數

表2 支護樁計算參數

表3 錨索及土釘計算參數

3.3 荷載及邊界條件

根據周邊環境在距基坑邊9.6 m、深度3 m處布置一局部均布荷載q=100 kN/m2。取幾何模型的上邊界為自由邊界，在幾何模型底部施加完全固定約束，在兩側豎直的邊界施加滑動約束。建成后的PLAXIS網格模型見圖2。

圖2 PLAXIS網格模型

3.4 計算工況

水壓、變形、地應力場等初始條件設置后，根據基坑開挖和支護的施工工序，計算共考慮了10個工況(預加力為實測錨索拉力)。

3.5 不同嵌固段深度計算結果分析

通過調整不同嵌固深度對樁身變形、樁身彎矩、整體穩定性以及塑性區分布的影響進行分析。選取的嵌固深度為0.2H、0.15H、0.1H、0.01H 及無嵌固段。

3.5.1 樁身變形

圖3為不同嵌固深度情況下計算得到的樁身水平變形。

由計算結果可知:

(1)隨嵌固深度的減小，樁身整體向坑內滑移趨勢增大，樁身水平變形的形狀由弧線型變為直線型，樁身頂端變形變化幅度較樁身中下部變形變化幅度小，表明隨嵌固深度的減小，基坑的變形模式由規范的深層滑動模式向淺層傾覆模式轉變;

圖3 不同嵌固深度樁身水平變形

(2)樁身水平變形最大值隨嵌固深度的減小而先減小后增大，當嵌固深度為0.05H和0.1H時，樁身水平位移基本未發生變化，最大變形位置始終處于樁頂;無嵌固段與0.2H比較，樁身最大變形僅增大了5.6 mm，表明對錨拉樁支護結構其穩定性是抗傾覆的控制作用更為明顯。

3.5.2 樁身彎矩

圖4為不同嵌固深度情況下計算得到的樁身彎矩。

圖4 不同嵌固深度樁身彎矩

計算結果表明:樁身負彎矩最大值隨嵌固深度增大而增大，且其變化幅度隨深度增大也是越大，在有嵌固段時其位置始終處于14.0 m左右，無嵌固段時整個樁身僅兩端有較小的負彎矩作用，與錨桿支護結構彎矩分布模式近似，表明規范受力和變形分析模型不能完全適用砂卵石場地錨拉樁支護結構的基坑工程設計。

3.5.3 整體穩定性

圖5為不同嵌固深度情況下采用強度折減法計算得到的整體穩定性安全系數。

圖5 不同嵌固深度整體穩定性安全系數

計算結果表明:不同嵌固深度對基坑整體穩定安全系數的影響較小，其值位于2.0～2.1之間，均大于規程要求的1.2，表明嵌固段對整體穩定性影響不明顯，規程整體穩定性驗算方法顯然不適用于砂卵石場地基坑，即規范對錨拉樁滿足穩定性要求的前提下仍須按0.2H長度設置樁的嵌固深度的要求不盡合理。

3.5.4 塑性區分布

圖6～圖10為不同嵌固深度塑性點分布圖。

圖6 嵌固深度0.2H塑性點分布

圖7 嵌固深度0.15H塑性點分布

計算結果表明:

(1)按照規程要求嵌固段深度取0.2H時，樁后土體形成一條沿第二道錨索錨頭位置至附加荷載角部未貫通塑性破壞區及附加荷載角部至第一道錨索錨固段末端的貫通的塑性破壞區，塑性破壞區主要分布在第二道錨索位置以上;

圖8 嵌固深度0.1H塑性點分布

圖9 嵌固深度0.05H塑性點分布

圖10 無嵌固段時塑性點分布

(2)在嵌固段深度為0.15H時，第二道錨索錨頭位置至附加荷載角部的塑性破壞區貫通，同時附加荷載角部至錨索錨固段末端的塑性破壞區沿原方向向下延伸至第三道錨索錨固段末端，第一道錨索上部土體塑性區擴大;

(3)當嵌固段深度減小為0.1H時，原第二道錨索錨頭位置至附加荷載角部的塑性破壞區貫通方向逐步轉變為自樁底朝向附加荷載角部，且在樁底附近形成沿次方向的一段較小塑性破壞區，沿附加荷載角部與錨索錨固段末端的塑性破壞區及上部塑性破壞區基本未發生變化;

(4)在嵌固段深度為0.05H時，由樁底至附加荷載角部方向的塑性破壞區沿此方向延伸但未貫通，沿附加荷載角部與錨索錨固段末端的塑性破壞區及上部塑性破壞區基本未發生變化;

(5)當無嵌固段時，自樁底至附加荷載角部方向形成一貫通塑性破壞區，此破壞區與水平面大致成58°角，而其余部分塑性破壞區并未發生太大變化。

4 結論

(1)通過對砂卵石場地不同嵌固深度的模擬，能夠較為真實的了解不同嵌固深度下基坑穩定特征及支護結構變形和受力特性，為今后在此類場地進行支護結構合理設計提供依據。

(2)不同嵌固深度對基坑整體穩定安全系數和樁身水平最大變形的影響較小，嵌固段對整體穩定性影響不明顯，樁身彎矩隨嵌固深度增加而顯著提高。對此類場地規程設計方法構造要求嵌固深度0.2H在一定程度上講“有害無益”，因此，規程整體穩定性驗算方法顯然不適用于砂卵石場地基坑。

(3)在無嵌固段時，樁身變形及樁身內力與錨桿支護結構中的肋柱近似，且整體穩定性和變形均在在規程規定的控制范圍內，故筆者認為砂卵石場地錨拉樁支護結構可按照錨桿支護結構計算模式考慮。

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