地下連續(xù)墻豎向承載研究

祝迎建

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0 引言

地下連續(xù)墻開挖技術(shù)起源于歐洲，它是根據(jù)打井和石油鉆井使用泥漿和水下澆注混凝土的方法而發(fā)展起來的［1］。在我國，閉合地連墻大多作為支護(hù)結(jié)構(gòu)，而完全作為承重結(jié)構(gòu)，在我國很少使用在橋梁領(lǐng)域中。作為整體剛度大、強度高的基礎(chǔ)結(jié)構(gòu)，適用于對不均勻沉降較為重要的工程中，例如大跨度橋梁的橋墩。根據(jù)文獻(xiàn)［2］統(tǒng)計，日本是地連墻作為豎向承重基礎(chǔ)使用最為頻繁的國家，但由于其國多遇地震，故偏重基礎(chǔ)在水平地震荷載下的研究，對豎向的承載力深入研究較為稀少，其他國家對于此基礎(chǔ)的研究寥寥無幾。而我國的學(xué)者主要通過室內(nèi)模型試驗，現(xiàn)場原位試驗等對簡單截面的閉合地連墻基礎(chǔ)進(jìn)行了研究，而對于形狀較為復(fù)雜截面的地連墻基礎(chǔ)的研究則非常少。由于特殊的幾何構(gòu)造，形狀較為復(fù)雜截面的地連墻基礎(chǔ)內(nèi)部存在諸多的墻芯，在承載過程中，墻體、土體的互相作用是主要研究點。本文應(yīng)用數(shù)值模擬的方法，研究了復(fù)雜截面的地連墻各分力的發(fā)揮過程，并總結(jié)了承載力的計算公式。

1 模型建立

采用有限元軟件 ABAQUS 對復(fù)雜截面的地連墻進(jìn)行建模處理，基礎(chǔ)的截面尺寸如圖 1～圖 3 所示，建模參數(shù)如表 1 所示。

圖1 兩室墻截面尺寸示意圖（單位：mm）

圖2 四室墻截面尺寸示意圖（單位：mm）

圖3 六室墻截面尺寸示意圖（單位：mm）

表1 建模參數(shù)

對地連墻施加豎向外荷載，荷載共分為 10 級，每次加載量為最大施加荷載的 10 %，逐次累加。地連墻基礎(chǔ)的沉降曲線如圖 4 所示。

圖4 三類基礎(chǔ)的荷載 Q-沉降 s 曲線

圖 4 中荷載沉降曲線有 2 段組成。①彈性階段的直線段，沉降與施加于頂部的荷載成正線性關(guān)系。②曲線陡降段，當(dāng)基礎(chǔ)達(dá)到極限承載狀態(tài)時，其沉降開始急劇增加，曲線斜率越來越大。由于缺少相關(guān)此類基礎(chǔ)的相關(guān)規(guī)范，考慮到地連墻的承載形式與樁基類似，故采用常用的樁基極限承載力確定的方法判斷復(fù)雜截面地連墻的極限承載力。將作用荷載Q-沉降s曲線用 LgQ-s曲線表示，曲線變?yōu)橹本€時的轉(zhuǎn)折點，該點即為極限承載力。如圖 5 所示，三類基礎(chǔ)的豎向極限承載力分別為 29 MN、43 MN 和 55 MN。三類基礎(chǔ)的內(nèi)部墻芯的大小是相同的，其豎向極限承載力并非不會隨墻芯數(shù)量的增加，呈線性正相關(guān)，因為墻芯數(shù)量越多，內(nèi)墻在端部會產(chǎn)生應(yīng)力干擾效應(yīng)，抑制復(fù)雜截面的地連墻的端阻力與內(nèi)側(cè)摩阻力的發(fā)揮。

2 端阻力

在豎向極限荷載下，墻基礎(chǔ)端部豎向應(yīng)力差異較小（見表2），墻芯頂部的承臺土阻力遠(yuǎn)遠(yuǎn)小于端阻力，對于豎向承載力發(fā)揮著較小的作用，可以略去。圖 6、圖 7 是墻基礎(chǔ)在其自身的豎向荷載下，端部的豎向應(yīng)力云圖，從云圖中可以看出：復(fù)雜截面的地連墻基礎(chǔ)達(dá)到極限承載狀態(tài)時，外墻的端阻力與內(nèi)墻的端阻力的分布存在明顯的差異，外墻大于內(nèi)墻的阻力，并且隨著截面的復(fù)雜性，此現(xiàn)象愈發(fā)明顯［3］。

表2 豎向極限荷載下復(fù)雜截面的端阻力和承臺土阻力

圖6 雙室墻極限荷載下端阻力云圖

圖7 四室墻極限荷載下端阻力云圖

圖8 六室墻極限荷載下端阻力云圖

3 內(nèi)側(cè)摩阻力

圖9 雙格室墻中點內(nèi)側(cè)摩阻力

圖10 四格室墻中點內(nèi)側(cè)摩阻力

圖11 六格室墻中點內(nèi)側(cè)摩阻力

圖 9～圖 11 為 10 個加載等級下的內(nèi)側(cè)摩阻力沿墻深的曲線圖，曲線墻深 20 m 至基礎(chǔ)頂墻體與內(nèi)部土體沒有相對位移，不存在摩擦力，到 20 m（約為 2/3 基礎(chǔ)深度處）才開始出現(xiàn)，深度越大，內(nèi)側(cè)摩阻力亦越大。隨墻芯數(shù)量的增加，墻芯給予基礎(chǔ)下部的內(nèi)側(cè)摩阻力會變小，這是應(yīng)力干擾效應(yīng)，致使內(nèi)側(cè)摩阻力無法充分發(fā)揮。

4 承載力的計算

4.1 承載力的組成

根據(jù)上文的分析，對地連墻的承載力進(jìn)行匯總計算，復(fù)雜截面的地連墻承載力Qw由以下分力組成，外側(cè)土體對墻壁的外側(cè)摩阻力Qfw、墻芯土體對內(nèi)側(cè)墻壁的內(nèi)側(cè)摩阻力Qfi以及墻端部土體提供的端阻力Qrb，見式（1）。

假設(shè)復(fù)雜截面的地連墻在達(dá)到極限承載狀態(tài)時，基礎(chǔ)內(nèi)、外側(cè)土體均已發(fā)生剪切破壞，外側(cè)摩阻力Qfw通過土體的剪切強度最大值進(jìn)行計算，見式（2）。

式中：Li地基第i層土深度；uw墻外側(cè)矩形周長；qfw為地基第i層的極限側(cè)摩阻力標(biāo)準(zhǔn)值，計算時可以參考相關(guān)地質(zhì)勘察報告或者參照 JGJ 94-2008《建筑樁基技術(shù)規(guī)范》［4］表 3 相關(guān)規(guī)定進(jìn)行取值。

表3 隔墻效應(yīng)系數(shù) η

由上文可知，極限承載狀態(tài)下，外墻的端阻力與內(nèi)墻的端阻力的分布存在明顯的差異，外墻大于內(nèi)墻的阻力，并且隨著截面的復(fù)雜性，此現(xiàn)象愈發(fā)明顯。端阻力Qrb由外墻端阻力Qrbw和內(nèi)墻端阻力Qrbi組成，見式（3）。

前文分析中三類復(fù)雜截面的地連墻基礎(chǔ)的內(nèi)側(cè)摩阻力均從基礎(chǔ)深度的2/3處開始出現(xiàn)，因此內(nèi)側(cè)摩阻力按照式（5）計算。

式中：Hi為深度 2/3 至端部各地基土的厚度；n為內(nèi)部墻芯的數(shù)量；ui為墻芯周長；qfi取值同式（2）中外側(cè)摩阻力qfw的取值進(jìn)行取值。

分別將式（2）、式（4）和式（5）代入式（1）即可得復(fù)雜截面的豎向極限承載力見式（6）。

4.2 隔墻效應(yīng)系數(shù)

在端部土體的材料參數(shù)中，土體的彈性模量對基礎(chǔ)的承載影響最為顯著，因此分別取不同模量的端部土體，研究效應(yīng)系數(shù)與端部土體的彈性模量和墻芯數(shù)量的相關(guān)性。

表 3 反應(yīng)了持力層土體的彈性模量與墻芯數(shù)量及效應(yīng)系數(shù)的關(guān)系，可以看出：隔墻效應(yīng)系數(shù)與墻芯數(shù)量呈微弱的正相關(guān)，但與土體的彈性模量呈強烈的正相關(guān)，在計算復(fù)雜截面地連墻的豎向極限承載力時可以根據(jù)表 3 的E值和n值估算η值。

5 地連墻承載力計算

5.1 工程概況

青森港灣大橋是一座全長 498 m 的三跨索面斜拉橋，該橋主跨 240 m，橋?qū)?25 m［5］。圖 12 為青森港灣大橋的總體側(cè)視圖。青森港灣大橋其主塔 P9采用了六室型的地下連續(xù)墻基礎(chǔ)，該基礎(chǔ)是日本現(xiàn)有橋梁基礎(chǔ)中截面尺寸最大且格室數(shù)目最多的復(fù)雜截面的地下連續(xù)墻基礎(chǔ)，P9基礎(chǔ)的詳細(xì)幾何構(gòu)造如圖 13、圖 14 所示。

圖12 青森港灣大橋總體側(cè)面圖（單位：cm）

圖13 青森港灣大橋 P9 主塔基礎(chǔ)（單位：mm）

東日本旅客鐵道東北工事事務(wù)所的佐々木光春等人［6］報道了青森港灣大橋主塔 P9基礎(chǔ)在實際施工荷載工況，根據(jù)沉降監(jiān)測報告顯示，P9基礎(chǔ)最終沉降為 133.3 mm。

5.2 青森港灣大橋主塔基礎(chǔ)工程的數(shù)值建模分析

對青森港灣大橋的 P9地連墻基礎(chǔ)進(jìn)行建模分析，根據(jù)當(dāng)時地質(zhì)勘查報告以及基礎(chǔ)的截面尺寸建立有限元模型，建模中的參數(shù)如表 4 所示。

表4 建模參數(shù)

根據(jù)沉降監(jiān)測報告簡化當(dāng)時的施工工況，根據(jù)現(xiàn)場工況擬確定基礎(chǔ)的加載等級分為 7 級，如表 5 所示。

表5 加載等級

5.3 計算結(jié)果及分析

經(jīng)分析，主室 P9基礎(chǔ)由于自身整體性好、剛度大，呈現(xiàn)均勻沉降趨勢。承臺兩端未發(fā)現(xiàn)沉降差，與現(xiàn)場實際情況符合。圖 14 為數(shù)值計算得到的荷載Q-沉降s曲線與現(xiàn)場施工的沉降監(jiān)測報告的荷載Q-沉降s曲線對比情況。2 條曲線大致可以分為 2 段。當(dāng)加載量位于 0～250 MN 段時，2 條曲線大致為線性并呈現(xiàn)正相關(guān)，但是沉降監(jiān)測報告中的沉降略大于有限元模擬的沉降。產(chǎn)生此原因是實際情況中沉積軟土在彈性階段受壓時，其所受基礎(chǔ)的壓力與自身的壓縮量并不是理想的線性的相關(guān)。當(dāng)加載量位于 250～341 MN 段時，2 條曲線的斜率開始變大。沉降監(jiān)測的沉降始終大于模擬值，在第 6 級荷載時 2 條曲線的沉降差最大，為 14.25 mm。產(chǎn)生此差異原因是現(xiàn)場施工工況較為復(fù)雜，沉積軟土經(jīng)過擾動后，應(yīng)力場發(fā)生了變化，而數(shù)值模擬過程中，地基土體只存在豎向壓應(yīng)力，與實際現(xiàn)場存在些許差異。

圖14 基礎(chǔ)的荷載 Q-沉降 s 曲線

由于曲線荷載沉降曲線較為平緩，沒有陡降段，將Q-s曲線轉(zhuǎn)化為 lgQ-s曲線，轉(zhuǎn)化后的曲線如圖 15 所示。可以看出，P9主室基礎(chǔ)的豎向極限承載力為 341 MN，沉降監(jiān)測報告中，P9主室基礎(chǔ)最后一級荷載下的沉降量為 133 mm，與模擬的沉降值 128 mm 僅僅相差了 5 mm，說明本次數(shù)值模擬可以較好模擬 P9主室基礎(chǔ)的承載過程。

圖15 基礎(chǔ)的荷載 lgQ-沉降 s 曲線

根據(jù)式（6）復(fù)雜截面的地連墻的豎向極限承載力計算公式，參考 JGJ 94-2008《建筑樁基技術(shù)規(guī)范》中相關(guān)規(guī)定（見表 6、表 7），得出極限承載力為 384 MN，略大于實際的 341 MN。考慮到對土層進(jìn)行了簡化處理，故此式可以作為初步判斷復(fù)雜截面的地連墻豎向承載力使用。

表6 側(cè)摩阻力

表7 端阻力

6 結(jié)論

本文研究了復(fù)雜截面地連墻作為豎向承重基礎(chǔ)時的豎向承載過程，分析了側(cè)摩阻力以及端阻力隨荷載的變化情況，并總結(jié)了復(fù)雜截面地連墻的豎向極限承載力公式，并得出以下結(jié)論。①當(dāng)復(fù)雜截面的地連墻基礎(chǔ)的內(nèi)部墻芯的大小相同時，其豎向極限承載力并不會隨墻芯數(shù)量的增加呈線性正相關(guān)，因為墻芯數(shù)量越多，內(nèi)墻在端部會產(chǎn)生應(yīng)力干擾效應(yīng)，抑制復(fù)雜截面的地連墻的端阻力與內(nèi)側(cè)摩阻力的發(fā)揮。②在豎向極限荷載下，墻基礎(chǔ)端部豎向應(yīng)力差異較小，墻芯頂部的承臺土阻力遠(yuǎn)遠(yuǎn)小于端阻力，對于豎向承載力發(fā)揮著較小的作用，可以略去。復(fù)雜截面的地連墻基礎(chǔ)達(dá)到極限承載狀態(tài)時，外墻的端阻力與內(nèi)墻的端阻力的分布存在明顯的差異，外墻大于內(nèi)墻的阻力，并且隨著截面的復(fù)雜性，此現(xiàn)象愈發(fā)明顯。③復(fù)雜截面的地連墻基礎(chǔ)的內(nèi)側(cè)摩阻力僅僅存在于端部附近區(qū)域，自 2/3 基礎(chǔ)深度處至墻端部迅速增長，在端部達(dá)到最大值，墻芯端部土體較下部壓縮量更大，深度越大，內(nèi)側(cè)摩阻力亦越大。隨墻芯數(shù)量的增加，墻芯給予基礎(chǔ)下部的內(nèi)側(cè)摩阻力會變小，這是應(yīng)力干擾效應(yīng)，致使內(nèi)側(cè)摩阻力無法充分發(fā)揮。④隔墻效應(yīng)系數(shù)與墻芯數(shù)量呈微弱的正相關(guān)，但與土體的彈性壓縮模量呈強烈的正相關(guān)，在計算復(fù)雜截面地連墻的豎向極限承載力時可以根據(jù)表 3 的彈性模量及墻芯數(shù)量估算η值。⑤六室墻基礎(chǔ)擁有良好承載特性，適用于各種地質(zhì)較差且對沉降要求較為苛刻的復(fù)雜環(huán)境中，該基礎(chǔ)由于自身整體性好、剛度大呈現(xiàn)均勻沉降趨勢，承臺兩端不會存在較大沉降差。⑥復(fù)雜截面的地連墻基礎(chǔ)的承載力由外側(cè)摩阻力、內(nèi)側(cè)摩阻力和端阻力組成，并且不同截面形狀的地連墻由于內(nèi)部墻芯的數(shù)量而存在較大差異，為了初步預(yù)估豎向極限承載力可以參考式（6）來進(jìn)行初步判斷。Q