超深圓形基坑施工期監(jiān)測(cè)數(shù)據(jù)分析與研究

朱 淵，譚 勇，秦 朋，田亞玲，劉 源

（1、長(zhǎng)江科學(xué)院工程安全與災(zāi)害防治研究所 武漢430010；2、長(zhǎng)江科學(xué)院水利部水工程安全與病害防治工程技術(shù)研究中心 武漢430010；3、長(zhǎng)江科學(xué)院國(guó)家大壩安全工程技術(shù)研究中心 武漢430010）

0 引言

基坑工程的變形受到工程地質(zhì)、水文地質(zhì)條件及外荷載等諸多因素的影響［1］，使得支護(hù)結(jié)構(gòu)型式多種多樣。隨著深大基坑工程的不斷涌現(xiàn)，傳統(tǒng)的支撐方式已無(wú)法滿足支護(hù)要求，因此圓環(huán)內(nèi)支撐應(yīng)運(yùn)而生［2］。

圓形深基坑采用地下連續(xù)墻作為圍護(hù)結(jié)構(gòu)，逆作法施工內(nèi)襯綜合考慮圓形支護(hù)結(jié)構(gòu)具有較好的受力性能和穩(wěn)定性，充分發(fā)揮混凝土的抗壓性能［3-7］，利用圓形結(jié)構(gòu)自身的拱效應(yīng)提供支撐，可以避免大面積設(shè)置支撐梁，減少拆撐工況，提高土方開(kāi)挖效率［8］。本文通過(guò)某超大圓形深基坑監(jiān)測(cè)數(shù)據(jù)進(jìn)行分析研究，并結(jié)合理論計(jì)算分析，總結(jié)復(fù)雜地質(zhì)條件下基坑的變形形狀及周邊環(huán)境的變化，得出一些有價(jià)值的結(jié)論，可為類似工程提供經(jīng)驗(yàn)和借鑒。

1 工程概況

某地下輸水工程采用深埋隧洞方式，在地下平均40～60 m 空間建設(shè)輸水隧洞，其中某圓形工作井豎井外徑為35.9 m，基坑底部高程-54.50 m，地面平整高程3.30 m，開(kāi)挖深度57.80 m，采用地下連續(xù)墻+混凝土內(nèi)襯支護(hù)方式，地下連續(xù)墻厚1.2 m，嵌入井底，逆作法內(nèi)襯墻厚1.2～1.5 m。根據(jù)設(shè)計(jì)原則及相關(guān)規(guī)范標(biāo)準(zhǔn)，確定基坑圍護(hù)結(jié)構(gòu)側(cè)壁安全等級(jí)為一級(jí)，結(jié)構(gòu)重要性系數(shù)為1.1。

工作井井身上部為人工填土和沖積層，厚度8.6～23.4 m，主要有：①人工填土層、②3淤質(zhì)細(xì)砂層、②4淤質(zhì)黏土層；其下為花崗巖，其中全風(fēng)化上段厚11.2～32.3 m，可塑～硬塑，全風(fēng)化下段厚17.3～24.9 m，硬塑～堅(jiān)硬土狀。井底主要位于全風(fēng)化帶，局部（工作井東部）為強(qiáng)風(fēng)化帶。井壁沖擊層及全風(fēng)化土自穩(wěn)能力較差，砂層為含水層，強(qiáng)透水性，工程地質(zhì)條件較差，井底全風(fēng)化花崗巖黏性較差，泡水易軟化，在施工過(guò)程中應(yīng)加強(qiáng)井底排水措施并及時(shí)進(jìn)行封閉處理?；又饕锢砹W(xué)參數(shù)如表1所示。

4 監(jiān)測(cè)結(jié)果及分析

表1 主要物理力學(xué)參數(shù)Tab.1 Main Physical and Mechanical Parameters

4.1 連續(xù)墻鋼筋應(yīng)力

2 監(jiān)測(cè)內(nèi)容

基坑監(jiān)測(cè)內(nèi)容主要包括連續(xù)墻深層水平位移、連續(xù)墻頂部水平位移、連續(xù)墻頂部豎向位移、基坑周邊地表沉降和位移、地下水位、連續(xù)墻鋼筋應(yīng)力、內(nèi)襯墻鋼筋應(yīng)力及土壓力?；颖O(jiān)測(cè)點(diǎn)平面布置如圖1所示。

圖1 基坑監(jiān)測(cè)點(diǎn)平面布置Fig.1 Layout Plan of Foundation Pit Monitoring Points

3 施工及支護(hù)方案

基坑采用地下連續(xù)墻+內(nèi)襯墻的支護(hù)方式，不加設(shè)支撐，利用圓形支護(hù)自身的拱效應(yīng)來(lái)提供支撐。地下連續(xù)墻既要承受水土的水平荷載，又要承受豎向荷載，同時(shí)起防滲的作用，即“兩合一”墻。環(huán)形地下連續(xù)墻共24 個(gè)槽段，分2 期澆筑，相鄰槽段采用高壓旋噴樁進(jìn)行防滲加固處理。內(nèi)襯墻1～5層厚度為1.2 m，底面斜坡1∶4，6 層以下厚度為1.5 m，底面斜坡1∶5。內(nèi)襯墻采用逆作法施工，土方分11 層開(kāi)挖，基坑邊開(kāi)挖邊施工內(nèi)襯，開(kāi)挖至-50.5 m 底高程后澆筑底板。每層開(kāi)挖順序從四周向中間進(jìn)行，根據(jù)時(shí)空效應(yīng)施工方法分層分塊開(kāi)挖，開(kāi)挖到內(nèi)襯、環(huán)梁作業(yè)面后，及時(shí)進(jìn)行內(nèi)襯、環(huán)梁的施工，盡量減少基坑無(wú)支護(hù)的暴露時(shí)間，嚴(yán)格控制基坑側(cè)向變形。對(duì)于內(nèi)襯、環(huán)梁采用局部開(kāi)槽方法澆筑混凝土。

鋼筋計(jì)布置在15#槽段和21#槽段2 個(gè)監(jiān)測(cè)斷面，每個(gè)斷面布設(shè)4個(gè)鋼筋應(yīng)力監(jiān)測(cè)點(diǎn)，具體結(jié)果如圖2 所示。鑒于篇幅限制，選取15#槽段應(yīng)力監(jiān)測(cè)點(diǎn)進(jìn)行分析，其中正值表示受拉，負(fù)值表示受壓。

圖2 鋼筋應(yīng)力變化曲線Fig.2 Rebar Stress Curve

由圖2 可以看出，鋼筋應(yīng)力隨基坑開(kāi)挖發(fā)生了顯著的變化，具體如下：

⑴在基坑開(kāi)挖前期，隨基坑開(kāi)挖深度增加，鋼筋應(yīng)力總體呈不斷增大的趨勢(shì)，局部存在一定程度的波動(dòng)，其波動(dòng)原因可能是受到土方開(kāi)挖及機(jī)械設(shè)備擾動(dòng)等影響?；娱_(kāi)挖中后期，鋼筋應(yīng)力變化幅度較小，且逐漸減小，其主要原因在于基坑開(kāi)挖前期階段，內(nèi)襯墻達(dá)到強(qiáng)度需要一段時(shí)間，無(wú)法及時(shí)發(fā)揮作用，使得連續(xù)墻承擔(dān)了大部分受力，開(kāi)挖后期階段，內(nèi)襯墻已發(fā)揮作用，分擔(dān)了一部分荷載，使得連續(xù)墻鋼筋應(yīng)力減小。

⑵基坑開(kāi)挖至第8 層，由于基坑開(kāi)挖深度增大，在內(nèi)襯墻施工之前，開(kāi)挖面附近測(cè)點(diǎn)R3-3、R3-4鋼筋應(yīng)力明顯增大，但均在設(shè)計(jì)允許范圍內(nèi)。內(nèi)襯施工完畢，鋼筋應(yīng)力則明顯降低。

⑶8月20日～9月27日，最后一層土方（第11層，開(kāi)挖深度10 m）開(kāi)挖深度大，內(nèi)襯墻施工時(shí)間較長(zhǎng)，鋼筋應(yīng)力明顯增大。

鋼筋主要承受壓力，但所受壓力不大，由于受施工、周邊堆載及機(jī)械振動(dòng)等影響，鋼筋應(yīng)力出現(xiàn)波動(dòng)，圓形內(nèi)襯結(jié)構(gòu)對(duì)基坑內(nèi)力及變形具有重要作用。

4.2 地下連續(xù)墻深層水平位移

基坑地梁墻布置了4 個(gè)測(cè)斜測(cè)點(diǎn)，IN1-1（3#槽段）、IN2-1（9#槽段）、IN3-1（15#槽段）、IN4-1（21#槽段）。連續(xù)墻深層水平位移如圖3所示，位移向基坑內(nèi)為正，向基坑外為負(fù)。

基坑前5 層土方開(kāi)挖時(shí)，連續(xù)墻側(cè)向變形較小。由圖3可看出，連續(xù)墻水平位移呈現(xiàn)“中間大，兩頭小”的特征，空間效應(yīng)明顯。連續(xù)墻水平位移隨基坑開(kāi)挖深度增加而逐漸增大，最大位移出現(xiàn)的位置也隨基坑開(kāi)挖深度增大而逐漸下移，水平位移越大，水平位移最大位置在基坑開(kāi)挖面以下1～5 m 處。連續(xù)墻水平位移主要發(fā)生在深層土體開(kāi)挖階段。

圖3 測(cè)點(diǎn)深層水平位移-深度關(guān)系曲線Fig.3 Measuring Point Horizontal Displacement-depth Relationship Curve

由于土方開(kāi)挖速度過(guò)快，地連墻無(wú)法均勻受壓，測(cè)斜管IN1-1、IN4-1 中上部發(fā)生朝向基坑外側(cè)變形，最大值分別達(dá)到13.21 mm、12.98 mm?；娱_(kāi)挖至底板標(biāo)高（-50.9 m），測(cè)斜管IN1-1、IN2-1、IN3-1、IN4-1朝向基坑內(nèi)側(cè)最大水平位移分別為3.62 mm、7.12 mm、13.18 mm、5.45 mm，連續(xù)墻最大水平位移與開(kāi)挖深度之比為0.026%，遠(yuǎn)小于常規(guī)基坑的相對(duì)側(cè)移［9］。表明圓形支護(hù)結(jié)構(gòu)拱效應(yīng)作用能很好抵抗基坑變形，維持基坑的穩(wěn)定性。

圖4 為第9 層土方開(kāi)挖至設(shè)計(jì)標(biāo)高（-36.4 m）連續(xù)墻水平位移隨時(shí)間變化過(guò)程線。由圖4 可以看出，土方開(kāi)挖過(guò)程中，暴露的連續(xù)墻通過(guò)向基坑內(nèi)變形來(lái)重新達(dá)到應(yīng)力平衡。由位移變化趨勢(shì)可知，連續(xù)墻變形主要發(fā)生在土方開(kāi)挖階段，由于連續(xù)墻剛度較大，后期變化量很小，內(nèi)襯墻施工完成后，變形部分回彈。

4.3 連續(xù)墻頂部水平位移

圖4 第9層土方開(kāi)挖至設(shè)計(jì)標(biāo)高（-36.4 m）連續(xù)墻水平位移-時(shí)間關(guān)系曲線Fig.4 The Horizontal Displacement-time Curve of the Continuous Wall from Excavation of the 9th Layer to the Design Elevation（-36.4 m）

連續(xù)墻頂部水平位移如圖5、圖6所示（負(fù)值表示向外側(cè)移動(dòng)），圖5、圖6中為各測(cè)點(diǎn)墻頂?shù)南鄬?duì)位置?；娱_(kāi)挖過(guò)程中，測(cè)點(diǎn)TP1-1、TP2-1主要發(fā)生向基坑外側(cè)變形，TP1-1測(cè)點(diǎn)向基坑外側(cè)變形最大，為4.07 mm。測(cè)點(diǎn)TP3-1、TP4-1 主要發(fā)生向基坑內(nèi)側(cè)變形，TP3-1測(cè)點(diǎn)向基坑內(nèi)側(cè)變形最大，為5.35 mm?？梢园l(fā)現(xiàn)，連續(xù)墻頂部水平位移均較小，波動(dòng)較大，無(wú)明顯變化規(guī)律，主要是由于連續(xù)墻自身具有較大剛度，抵抗變形能力強(qiáng)。基坑開(kāi)挖至第10 層底部標(biāo)高以后，連續(xù)墻頂部水平位移量明顯減小。

圖5 連續(xù)墻頂部水平位移-時(shí)間關(guān)系Fig.5 Horizontal Displacement of the Top of the Continuous Wall-time Relationship

圖6 連續(xù)墻頂部水平位移測(cè)點(diǎn)變化關(guān)系Fig.6 The Relationship of the Horizontal Displacement Measurement Points on the top of the Continuous Wall

4.4 地下連續(xù)墻垂直位移

連續(xù)墻頂部共布置4 個(gè)垂直位移測(cè)點(diǎn)，各測(cè)點(diǎn)位移隨時(shí)間變化的曲線如圖7 所示（負(fù)值表現(xiàn)為上抬）。由圖7可知，基坑開(kāi)挖前期，連續(xù)墻頂部垂直位移變化量較小，但有一定程度的波動(dòng)。2020 年8 月20 日，基坑開(kāi)挖至第10層，由于挖土較深，土方卸荷較大，施工工期較長(zhǎng)，連續(xù)墻頂部沉降量迅速增加，測(cè)點(diǎn)LD4-1沉降量最大，達(dá)到17.29 mm，已超出設(shè)計(jì)報(bào)警值16 mm。底板澆筑完成一段時(shí)間內(nèi)，連續(xù)墻頂部沉降量繼續(xù)增大，一段時(shí)間后，沉降量趨于穩(wěn)定。

圖7 連續(xù)墻頂部垂直位移-時(shí)間關(guān)系曲線Fig.7 Vertical Displacement on Top of Continuous Wall-Time Relationship Curve

5 支護(hù)結(jié)構(gòu)變形與位移計(jì)算

5.1 計(jì)算方法

圓形支護(hù)結(jié)構(gòu)內(nèi)力及位移的計(jì)算方法有很多，文獻(xiàn)［1］詳細(xì)介紹了各種計(jì)算方法，文獻(xiàn)［10］提出圓形基坑可充分發(fā)揮圍護(hù)結(jié)構(gòu)和土的拱效應(yīng)。本工程基坑支護(hù)結(jié)構(gòu)為“二合一”形式的無(wú)內(nèi)支撐的地下連續(xù)墻，本文采用“豎向平面彈性地基梁”法計(jì)算圍護(hù)結(jié)構(gòu)的位移及內(nèi)力，將圓形基坑看作彈性地基梁，把圓形支護(hù)的拱效應(yīng)等效為由一定剛度的水平支撐，這種支撐在深度方向上分布是連續(xù)的，使圍護(hù)結(jié)構(gòu)具有相同的側(cè)向剛度。將三維空間問(wèn)題簡(jiǎn)化為平面問(wèn)題進(jìn)行計(jì)算。

被動(dòng)側(cè)土壓力簡(jiǎn)化為彈簧支撐，在彈性地基單元每一節(jié)點(diǎn)處設(shè)一附加彈簧支撐，其剛度Ks為：

式中：u 為圓環(huán)的徑向位移；E1為支撐的彈性模量；P 為作用在支撐兩端的力；L 為支撐的長(zhǎng)度；A 為支撐截面積。

由彈性力學(xué)平面應(yīng)變問(wèn)題推導(dǎo)出拱效應(yīng)的等效支撐彈性模量E1為：

式中：E 為圓形支護(hù)的彈性模量；ν 為泊松比；r 為半徑；a、b為圓環(huán)的內(nèi)外徑。

5.2 理論計(jì)算

計(jì)算支護(hù)結(jié)構(gòu)內(nèi)力及位移不考慮內(nèi)襯的影響，取最不利情況。計(jì)算等效支撐彈性模量時(shí)，參考逆作法施工，在開(kāi)挖深度以上每2 m 等效為1 道支撐，支撐寬度2 m。圓形支護(hù)結(jié)構(gòu)彈性模量E=30 GPa，取ν=0.2。由式⑶計(jì)算得到E1=0.05 GPa。用彈性地基梁法計(jì)算時(shí)支撐安裝過(guò)程如表2所示，計(jì)算簡(jiǎn)圖如圖8所示，基坑開(kāi)挖到第7、8 層時(shí)的計(jì)算結(jié)果與實(shí)測(cè)結(jié)果對(duì)比如圖9所示。

按上述方法運(yùn)用有限元軟件進(jìn)行計(jì)算，將2 個(gè)工況的理論計(jì)算值與實(shí)測(cè)值進(jìn)行對(duì)比，如圖9 所示。連續(xù)墻上部發(fā)生向基坑外側(cè)變形，與計(jì)算值存在一定差異。分析如下：

⑴由圖9可知，理論計(jì)算值與實(shí)測(cè)值變形趨勢(shì)一致，水平位移隨開(kāi)挖深度增加而增大，最大位移位置在開(kāi)挖面附近。每一工況下計(jì)算值比實(shí)測(cè)值偏大，這是因?yàn)槔碚撚?jì)算等效支撐是在每層土方開(kāi)挖后施加，而實(shí)際工程中拱效應(yīng)一直存在，這也說(shuō)明圓形支護(hù)結(jié)構(gòu)的拱效應(yīng)可以有效控制連續(xù)墻的水平變形。

表2 支撐安裝過(guò)程及工況Tab.2 Support Installation Process and Working Conditions

圖8 計(jì)算簡(jiǎn)圖Fig.8 Calculation Diagram

⑵連續(xù)墻上部變形理論計(jì)算值與實(shí)測(cè)值存在一定差異，這是因?yàn)槭┕るA段受地面超載及開(kāi)挖速度的影響，對(duì)連續(xù)墻上部變形產(chǎn)生影響。

⑶不同工況理論計(jì)算值與實(shí)測(cè)值的吻合程度不同，開(kāi)挖深度越大，連續(xù)墻變形擬合程度越好。

圖9 理論計(jì)算和實(shí)際位移值對(duì)比Fig.9 Comparison of Theoretical Calculation and Actual Displacement Value

6 結(jié)論

⑴開(kāi)挖卸荷引起的基坑圍護(hù)結(jié)構(gòu)變形主要發(fā)生在深層土體開(kāi)挖期間，及時(shí)完成內(nèi)襯墻施工可減小連續(xù)墻的水平位移。

⑵地下連續(xù)墻的水平位移隨著基坑開(kāi)挖深度的增加，水平位移最大值不斷下移，且最大值在開(kāi)挖層附近。施工過(guò)程中嚴(yán)格控制每層土體開(kāi)挖后無(wú)內(nèi)襯支撐時(shí)間，及時(shí)澆筑內(nèi)襯墻，可以較好地控制基坑變形。該基坑地質(zhì)條件較差，開(kāi)挖深度大，但地下連續(xù)墻的變形較小，表明采用地下連續(xù)墻+內(nèi)襯的支護(hù)形式能夠較好地控制基坑變形。

⑶圓形圍護(hù)結(jié)構(gòu)抵抗變形的能力強(qiáng)，拱效應(yīng)作用下圍護(hù)結(jié)構(gòu)變形較小。

⑷理論計(jì)算值與實(shí)測(cè)值吻合程度較好，但由于影響圍護(hù)結(jié)構(gòu)變形因素的復(fù)雜性及實(shí)際施工過(guò)程中一些不確定因素，使理論計(jì)算值與實(shí)測(cè)值存在一定的差異。