尚 桌，葛忻声，王菁悦，张 念
(太原理工大学 土木工程学院，太原 030024)
当基坑坑底以下有承压水的砂性土层时，坑底土层要被承压水顶托上抬，产生破坏性隆起。甚至被承压水顶破涌砂，造成基坑坍塌。当坑底地基土不能满足抗承压水安全要求时，实际工程中常常采取满堂注浆封底并配合降水井减压来保证安全施工[1-2]。
本工程区域砂层较厚，基坑封底区与地连墙组成新的支护体系后，两者如何影响基坑变形的研究较少。本文通过有限元模拟与实际工程作比较，系统地分析封底加固在不同加固厚度、不同加固位置及降水深度对基坑围护结构变形的影响。
太原某地铁车站区间采用明挖法，明挖段基坑开挖长度约为240 m，开挖宽度约为13 m，开挖深度约为16.6 m，地下水位为地下4 m。基坑周边建筑物及地下水管线众多。周边环境较为复杂。基坑东西两侧以6层砖混结构居民楼为主，其中东侧居民楼距离基坑最近15 m左右，基坑西侧居民楼距离基坑最近距离22 m左右。且基坑两侧管线众多，故本基坑开挖对周边环境影响不能太大。
本基坑土层分布及支护结构如图1所示，基坑设计采用0.8 m厚地连墙加三道Ф800 mm壁厚16 mm钢管支撑作为支护方式。地下连续墙采用柔性锁口管接头，墙长25.9 m，嵌固深度9 m.
图1 土层分布及支护结构Fig.1 Soil distribution and supporting structure
由于地连墙未能隔断中砂层，故围护结构为悬挂式止水，使基坑内外水系联通，对于基坑开挖施工极其不利。同时，车站底板位于中砂层上层的粉细沙层。实际施工时，在未对基坑底部满堂加固就进行坑内降水施工时，当坑内水位降至12 m时，坑内外水头差就超过10 m.承压水的存在，在没采取降压等措施的情况下进行基坑开挖，在很大程度上会导致基坑涌水、涌砂，不能保证基坑安全施工，必须采取安全可靠的处理措施。因此对基坑底板以下4 m范围内进行注浆堵水帷幕封底加固。注浆堵水帷幕封底加固采用分区进行，每区域长度控制在25 m到35 m左右，共分8块区域。区域之间采用3排高压旋喷，形成连续墙。注浆工艺采用渐进式差别化同步动态注浆方案，同步注多孔(4-8孔)，使地层形成一个整体，还能有效防止浆液流失，提高注浆效果。施工顺序采用一个方向推进的方案，每个区域又采用模块式推进，注浆时做到同步、同位、均匀注浆。
2.1 数值模拟模型
采用Midas GTS有限元软件对实际工程进行1∶1三维建模。基坑开挖长度为240 m，开挖宽度为14 m，开挖深度为16.6 m.根据前期学者研究[1]，砂土地区基坑开挖的影响范围一般为1～4倍开挖深度。现场监测结果表明，距离基坑50 m外变形值趋于稳定。为防止边界效应，基坑开挖区域向外扩展50 m作为模型总区域。模型总长度340 m，总宽度114 m，总深度60 m.对于基坑两侧的周边建筑物，以模型沿长度方向基坑两侧15～20 m范围内每层建筑物施加20 kPa的均布荷载进行简化模拟。具体模型见图2.
图2 有限元模型Fig.2 Finite element model
地连墙采用二维墙单元，考虑到实际施工缺陷，为其强度取0.8的折减系数。不考虑地下连续墙的透水性，为其添加界面单元。内支撑采用一维梁单元。计算模型共计52 423个单元，并对基坑附近网格进行加密处理。
2.2 参数选取
计算模型采用修正摩尔库伦模型。修正摩尔库伦模型是一个可以模拟包括软土和硬土在内的不同类型的土体行为的双硬化(压缩硬化和剪切硬化)弹塑性模型[12-13]。根据勘察报告，具体土体力学参数见表1.加固区土体力学参数对于计算结果影响很大，表2列出了其他学者计算加固体时用到的参数。水平封底加固过程通过软件中属性改变来实现。
表1 土层力学参数Table 1 Mechanical parameter of soil layer
表2 加固体力学参数Table 2 Mechanical parameter of reinforcement
2.3 边界条件
在本模型中，粉细砂、中砂属于承压水层，并在其四周设置 “节点水头”模拟降水边界。将粉质黏土、黏质粉土、加固后土体及地下连续墙视为隔水层。采用“节点水头”设置渗流边界条件。考虑到周围水源补给，为更贴近实际施工，边界水头设置在粉细砂层、中砂层四周。
2.4 分析步设置
对模型进行分析。分析步骤为：1) 初始渗流场分析：激活所有土体单元及降水前水头，分析初始渗流场；
2) 初始位移场分析：激活土体位移边界及土体自重，分析初始地应力，并进行位移清零，消除初始地应力对变形结果的影响；
3) 地下连续墙及加固区施工：激活地下连续墙单元和不透水界面单元，以及对加固区对应土体改变属性为加固体材料参数；
4) 第一次开挖：钝化第一层开挖土体，并激活冠梁和第一道内支撑。开挖至地下2.6 m；
5) 第一次降水：钝化基坑内开挖前水头，并激活水头边界和第一次降水后水头坑内水位降至地下8.7 m.以此类推，分步开挖至地下8.2、13、16.6 m.
在悬挂式止水帷幕的基础上。改变封底加固层厚度(分别取1、2、3、4、5、6、7、8、9 m)、加固区位置(分别为基底以下0、1、2、3、4、5、6 m)及降水深度(降至坑底下0.5、1、2、4、6 m)，对上述多种工况进行模拟计算。分析不同组合下的封底效果。
2.5 数值计算与监测数据对比
通过模拟原工况(封底加固4 m)注浆封底，结果得到地下连续墙最大侧位移为32.29 mm、地表最大沉降30.18 mm、墙顶水平位移9.7 mm和坑外水位下降约3.6 m.与现场实测地下连续墙最大位移31.88 mm、地表沉降平均值29.96 mm、墙顶水平位移10.1 mm和坑外水位下降3.98 m相比差距较小。认为建立的模型正确如图3所示。
图3 监测数据及模拟数据的对比Fig.3 Comparison of monitoring data and simulation data
3.1 封底加固效应分析
为探究封底加固的效果，对封底加固和未封底加固两种工况进行数值模拟，封底加固区位于基底以下4 m(原工况)。计算结果如图4所示。
由图4知，以地连墙最大侧位移、地表最大沉降和基底最大隆起作为评价指标。封底加固后，地连墙最大侧位移、地表最大沉降和基底最大隆起分别为34.29、30.18、28.4 mm.对比未加固工况，三者变形量均减少约50%.由图4(a)知，未封底加固时，地下连续墙在最大侧位移位于墙顶下1.01h(h：开挖深度；
h=16.6 m)深度处。封底加固后，最大侧位移发生在墙顶下0.9h深度处。地连墙最大侧位移发生位置向上移动。由图4(b)知，不论封底加固与否地表沉降均呈凹槽形沉降。未封底加固和封底加固地表最大沉降发生位置分别在墙后0.5h和0.55h处，封底加固后地表最大沉降位置距离墙体更远。本基坑属于长条形基坑，由图4(c)知，基底隆起特征为中部隆起最大。综合对比，封底加固能有效减小基坑变形，减小基坑开挖对周边环境的影响。
图4 加固效果对比Fig.4 Comparison of reinforcement effect
3.2 加固厚度分析
封底注浆加固能明显减少地连墙最大侧位移、地表最大沉降和基底最大隆起。选取加固厚度分别为1、2、3、4、5、6、7、8、9 m共9种工况，分析不同加固厚度下基坑变形控制效果。开挖后地下连续墙插入深度为9 m，加固区均在地连墙嵌固范围内，计算结果如图5所示。
图5 不同加固厚度下基坑变形Fig.5 Deformation of foundation pit under different reinforcement thickness
由图5可知，当加固厚度大于3 m，相比未加固工况，变形控制约减少45%。且地连墙最大侧位移、地表最大沉降和基底最大隆起均满足规范对于一级基坑变形控制要求，而加固厚度大于5 m后，再加大封底加固厚度则变形量趋于稳定，对于变形控制效果增大不明显。通过对比，封底加固厚度在3～5 m之间加固效果明显。再加大封底加固层厚度对施工成本控制不利。经济的加固厚度折算后约为基坑开挖深度的18%～30%.
3.3 加固位置分析
通过前边模拟结果可知，合理加固厚度在3～5 m之间。分析不同加固位置加固的加固效应时，分别采用加固厚度为3、4、5 m进行模拟计算。基底以下未开挖土层总厚度为9 m.以加固厚度3 m为例，可从基底以下0、1、2、3、4、5、6 m开始封底。封底加固区始终在地连墙嵌固深度范围内，即提高被动区土体的力学性能。具体加固组合形式如表3所示，共模拟分析18种工况，计算结果如图6所示。
表3 注浆加固位置Table 3 Jet grouting position
图6 不同加固厚度在不同加固位置基坑变形Fig.6 Deformation of foundation pit with different reinforcement thicknesses at different reinforcement locations
由图6可知，随着加固区下移，三者变形量也随之增大。不同加固厚度下，改变封底加固位置变形规律是一样的。以加固厚度4 m(原工况)为例，由图6(b)知，封底加固区每向下移动1 m，地连墙最大侧位移增加约1.41 mm，地表最大沉降增加约1.91 mm，基底最大隆起增加约1.86 mm.但是变形量随着加固区下移有变缓的趋势。这是由于注浆加固有效改善被动区土体力学参数，相当于在围护结构下设了一道支撑，基底以下未加固土体与加固土体力学性能差距很大。对于本工程地下连续墙，最大侧位移发生在第三道支撑和基底之间，封底使基坑支护结构被动区产生较大抗力。随着这一抗力的向下移动，更多的土压力作用于第三道支撑和加固区墙体之间，因而变形量呈增大的趋势。
综合对比上述同一加固厚度在不同加固位置基坑变形控制的影响，封底加固体的位置对控制基坑变形作用比较显著。故在实际施工时，在同样的加固条件下，依据注浆工艺、上部结构形式等实际情况，加固区宜从基坑底部以下开始注浆加固。
3.4 降水深度分析
注浆封底加固后，加固区与地下连续墙组合成一个像“水槽”一样的结构，割断了基坑内外水系联系，由于承压水的存在，坑底承受较大的水压力，如果不配合降水减压就进行开挖施工，会导致坑底隆起值较大，严重至不足以抵抗坑内承压水头时，甚至出现结构破坏。因此探究不同降深下“水槽”结构受力及变形是有必要的。以加固厚度4 m(原工况)进行模拟不同降水深度下的变形控制和止水效果，降水深度分别为降至坑底以下0.5、1、2、4、6 m.计算结果如图7所示。
图7 不同降水深度下基坑变形Fig.7 Foundation pit deformation under different precipitation depths
由图7知，随着降水深度的增加，基坑降水引起的地表最大沉降和地连墙最大侧位移都有所增大，但基底最大隆起值呈减小趋势。由图7(a)知，随着降水深度的增加，地下连续墙最大侧位移逐渐增大。降水深度从坑底以下0.5 m增加到6 m，最大侧位移从34.29 mm增加到37.54 mm.降水深度对地连墙变形影响较小。这是由于降水深度越大，坑内外水头差越大,地下水对地下连续墙的压力就越大。降水深度越大，又会引起坑底土体大范围的孔隙压力消散，该部分土体有效应力增加，减小了该部分墙体两侧的压力差。综合分析，降水深度增加导致地连墙侧位移增大，但影响作用较小。由图7(b)知，随着降水深度的增加，地表沉降都发生凹槽形沉降,且沉降量越来越大。这是由于降水导致坑内外水头差变大，降水深度越大，渗流速度和渗透力越大。上述变化都导致地面沉降变大。降水至基底以下4 m后，地表沉降值不符合规范对于一级基坑变形要求。由图7(c)知，随着降水深度的逐渐增加，坑底隆起量逐渐降低。当降水深度从坑底以下0.5 m增加到6 m，最大隆起值从28.4 mm减小到14.94 mm.降水深度每增加1 m，最大隆起值减小约2.43 mm.这是由于降水越深，封底加固体承受的压力越小，且本工程地下连续墙底部是渗透系数较大的的砂性土层，坑内降水对坑外地层产生排水固结影响较大，很大程度抵消一部分坑底隆起量。
综合对比上述降水对基坑水平变形和竖向变形的影响，显然降水减压时对土体竖向变形的影响比较大。通过降水减小承压水压力水头对地连墙最大侧位移、地表最大沉降变形控制不利，但对控制坑底隆起破坏是有利的。
本文以太原某地铁车站区间基坑为背景进行建模分析，分析了封底加固厚度、加固位置和降水设置对基坑变形的影响。主要得到以下结论：
1) 工程采用的厚度为4 m的封底加固有效控制了基坑变形。地连墙最大侧位移、地表最大沉降和基底最大隆起相比未加固时变形量减少约50%.
2) 封底加固厚度在3～5 m之间加固效果最明显。合理的加固厚度为基坑开挖深度的18%～30%.
3) 随着封底加固区的下移，地连墙最大侧位移、地表最大沉降和基底最大隆起随之增大。加固体的位置对基坑变形控制作用显著。封底加固宜从基底开始加固。
4) 基坑封底后，随着降水深度的增加，对地表沉降控制不利，对地下连续墙影响较小，但对控制坑底隆起破坏是有利的。当基底隆起较大时，可适当增大降水深度。降水深度不宜小于基底以下0.5 m，不宜大于基底以下4 m.
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