軟土超深基坑失穩破壞的離心模型試驗研究

馮 虎，高丹盈，劉國彬，馬險峰

(1.鄭州大學土木工程學院，河南鄭州450001;2.同濟大學地下建筑工程系，上海200092)

0 引言

軟土具有顆粒細、抗剪強度低、含水量高、天然孔隙比大、靈敏度高、高壓縮性和流變性等工程特性，土體經擾動后強度明顯降低，且在長時間內存在固結和次固結沉降.因此，軟土基坑的穩定安全問題顯得格外突出［1-2］，尤其是對于開挖深度20 m以上的軟土超深基坑，尚未形成完整的設計理論，其失穩破壞機制及影響因素、穩定性驗算方法等都有待進一步研究［3-4］.離心模型試驗可以在高速離心場下模擬基坑開挖過程，其應力水平與現場相當，文獻［5-6］開展了這方面研究，證明其適合于研究基坑的開挖問題，探討周邊建筑對軟土超深基坑變形的影響.筆者通過離心模型試驗模擬挖深24 m的軟土深基坑開挖施工過程及失穩破壞，研究軟土超深基坑穩定影響因素、破壞特征與征兆等，為判斷基坑穩定安全狀態提供依據，為研究軟土深基坑穩定性分析方法提供試驗數據.

1 離心模型試驗方案

1.1 土樣制備

試驗選用了上海地區具有代表性的第④層淤泥質黏土和第⑦層粉細砂土作為需要模擬的開挖土層.其中第④層土厚39 cm，第⑦層土厚19 cm.為了便于固結排水，形成雙排水通道，在土箱的底部鋪設一層2 cm厚的黃砂.試驗前對土樣進行了含水率測定，第④層土含水率為41%，第⑦層土含水率為22.0%.在試驗室里將第⑦層土按照土水的質量比為10∶1(ω=32.1%)進行調制，第④層土按照土水質量比為3∶1(ω=67%)進行調制，然后攪拌均勻后按照斷面土層分布采用分層固結法進行固結形成重塑土.先對于第⑦層粉細砂土固結，再對第④層土進行固結，其固結度利用固結時間與含水率進行控制.

1.2 模型率的選取

考慮要保證基坑外部橫向有不受基坑開挖影響的足夠土體和模型箱凈空尺寸，試驗選取的模型率n=100，即離心機穩定運轉時加速度為100 g.

1.3 試驗模型設計

試驗三組模型分別模擬連續墻深度52、43、38 m，墻厚1.0 m，開挖深度24 m，插入深度比1.14、0.8、0.6.八道支撐，第一道為混凝土支撐，界面尺寸1.0×0.8 m，第二至八道為φ609鋼管支撐，壁厚16 cm.土層以上海典型土層適當簡化，上部39 m為④層淤泥質黏土、下部19 m為⑦層粉細砂.根據模型比例關系，模型中基坑開挖深度24 cm，土層厚度60 cm(最下面2 cm為黃砂，固結排水用)，擋墻深度分別為52、43和38 cm，擋墻和支撐用鋁板和鋁管模擬.

試驗中量測坑外地表沉降、擋墻應變、土壓力和坑底隆起量.

圖1為三組模型的示意圖，考慮到對稱特性，取基坑半結構進行試驗.

圖1 試驗模型示意圖Fig.1 Experiment model diagram

1.4 模型圍護結構設計

(1)地下連續墻

本次離心模型試驗中，采用鋁板模擬地下連續墻，根據材料抗彎剛度等效相似原則，確定替代材料板的厚度［7］，即

式中:E為彈性模量;δ為擋墻厚度;μ為泊松比;m1表示與原型P相同的模型材料，μm1=μp，Em1為模型替代材料，經推導計算，模型鋁板厚度為6.5 mm，模擬的地下連續墻厚度1 000 mm.

(2)混凝土支撐和鋼管支撐

現場水泥混凝土支撐與鋼支撐均采用鋁管模擬，根據抗壓剛度等效的原則可確定模型試驗中模擬支撐的鋁管直徑和壁厚.

鋼管支撐

混凝土支撐

式中:Es為混凝土或鋼支撐彈性模量;δs為鋼支撐壁厚;A 為混凝土支撐截面積;EAl，DAl，δAl為模型試驗中鋁管的彈性模量、直徑和壁厚;混凝土支撐截面尺寸1.0×0.8 m，強度等級C30;模量為Es=3.0×104MPa;鋼管支撐為φ609鋼管支撐，壁厚16 cm，計算得到:第一道撐直徑取12 mm，第二至第八道鋼管撐取8 mm，壁厚都取2 mm.

1.5 試驗設備及主要儀器

(1)同濟大學TLJ-150土工離心機.本試驗是在同濟大學巖土及地下工程教育部重點實驗室完成，實驗室配置了TLJ-150復合型土工離心機，其最大加速度為200 g，最大載重2 t，轉臂形式不對稱.

(2)電阻式應變片及地下連續墻變形的量測.地下連續墻的側移在實際工程中是通過測斜管測得.本試驗采用基于寬帶光源的布拉格光柵形變原理的多點光纖傳感器測應變，通過曲線應變換算曲率半徑，推導曲線變形公式，從而計算得到地下連續墻的變形.

試驗所采用的應變片是由浙江黃巖測試儀器廠生產的BX120-6AA型電阻式應變片，應變片電阻值120±1%，靈敏系數2.08±1%，柵長×柵寬:6×4 mm.

(3)地表位移的量測.位移傳感器是由西南結構力學研究所研制生產的差動式位移傳感器(LVDT)，測桿形式為彈簧復位，量測分為30和50 mm，精度0.1%FS，電源 ±12 V，輸出(-2～ +2)V.

(4)土壓力的量測.本試驗采用微型土壓力盒，微型土壓力傳感器由西南結構力學研究所制造，規格是外徑8 mm，厚2 mm，量程1 MPa，輸入電源5 V，輸出0～2 V，非線性度0.07%FS，經標定后使用.

2 試驗數據分析

2.1 試驗土層室內土工試驗結果

離心模型試驗是在重塑土的環境中模擬基坑開挖過程，重塑土的性質直接關系到試驗結果，因此必須對重塑土的性質進行評價，以便對試驗誤差進行估計，同時對模型與原型的近似程度進行評判.為了減少對試驗土體的擾動，在模擬基坑開挖剛剛結束后就進行取樣測試抗剪強度和含水量.將土樣抗剪強度指標和含水量匯總成表1.

表1 模型土樣直剪試驗結果Tab.1 Direct shear test results of soil samples

2.2 地下連續墻水平位移

模型M-1和M-2地下連續墻水平位移曲線如圖2.擋墻水平位移最大點隨基坑開挖面的下移而下移.墻體水平位移是根據鋁板上的應變值計算得到的，最靠下的應變片距離墻址有一段距離，墻址水平位移不能直接得到，可以將試驗數據的曲線延伸到實際擋墻深度處得到墻體踢腳，可以發現，踢腳相當小，說明墻體插入到⑦層粉細砂硬土層中以后，墻趾的嵌固作用非常明顯，對控制墻趾變形非常有利.同時對比兩組試驗數據可以看出，雖然插入深度不同(M-1為13 m，M-2為4 m)但是最大變形相近，這說明墻趾插入到⑦層硬土中一定深度再增加對墻趾和墻體總體變形的影響不再顯著.墻趾插入⑦層硬土層中墻趾嵌固作用下對踢腳控制非常有利，進而也對基坑的穩定性有明顯的貢獻.

圖2 M-1、M-2、M-3擋墻水平位移曲線Fig.2 Horizontal displacement of different retaining wall

模型M-3墻體沒有插入硬土層⑦層中，全部位于4層軟弱的淤泥質黏土中，在開挖步7過程中失穩破壞.在開挖步6就出現很大的變形，有失穩、坍塌的征兆.開挖步6時墻體水平位移達到了36.17 cm，開挖面以下的墻體變形急劇增加，將測斜曲線順延可以得到墻趾真正的“踢腳”為12 cm左右，大概等于最大測斜值的1/3.

2.3 地表沉降

圖3和圖4分別是模型M-1、M-2地表沉降曲線.隨著開挖深度增加，地表沉降隨之增大，沉降曲線呈現凹槽型.在開挖后期，地表沉降變化量變小，變形趨于穩定，相對最大沉降量分別為1.6Hmax、1.16Hmax(Hmax為對應的墻體最大水平位移)，或1%H、0.59%H(H為基坑的最終開挖深度).

模型M-3地表沉降曲線如圖5所示，變化規律與前兩組有明顯不同，隨著開挖的進行，地表沉降增加的越來越快沒有收斂的趨勢，開挖步6時，地表沉降急劇增加到31.09 cm，即1.73%H(H為開挖深度)，可以看出基坑正向失穩破壞發展.繼續進行第7次開挖，離心機加速過程中基坑坍塌、失穩破壞.

圖3 M-1地表沉降曲線Fig.3 Surface subsidence curve of M-1

3 臨界開挖深度

模型M-3進行第七次開挖中，在離心機啟動加速階段，地下連續墻出現嚴重踢腳，之后基坑坍塌，實際上沒有達到第七次開挖的開挖深度.基坑極限平衡狀態的臨界開挖深度，介于第6步和第7步對應深度之間即17～22 m.根據鄭穎人［8］數值分析邊坡穩定性時采用的判據，筆者將地表沉降的不收斂作為破壞的標準.

模型M-3地表最大沉降點處的沉降值與開挖深度關系見圖6，隨著開挖進行，地表沉降越來越大，將曲線豎向漸近線定義為坍塌時的開挖深度，對應的地表沉降無窮大.

圖中曲線方程

該函數漸近線方程為x=21.38 m，如圖6所示，即模型M-3臨界開挖深度為21.38 m，擋墻深度38 m，對應墻體插入深度為16.62 m，臨界插入深度比為0.78.將其作為上海軟黏土中墻址不進入硬土層時擋墻的臨界插入深度比.

模型M-2擋墻插入硬土層⑦粉細砂層中4 m，完成既定開挖深度24 m時對應的插入深度比為0.8，與M-3極限破壞狀態的插入深度比0.78非常接近，但距離失穩破壞尚遠，對比可知墻趾進入硬土層⑦粉細砂層顯著提高了基坑穩定性.

圖6 開挖深度與地表沉降關系Fig.6 Curve of Excavation depth of relationship with the surface subsidence

4 基坑失穩破壞征兆

通過對試驗數據和現象的總結，得到以下失穩破壞征兆，可以據此判斷軟土超深基坑穩定安全狀態.

(1)墻體水平位移

墻體水平位移快速增加，“踢腳”明顯，“踢腳”量值約為墻體最大變形值的1/3.

(2)地表沉降

地表沉降急劇增加到1.73%H(H為開挖深度)，坑外土體局部剪切破壞出現大變形，伴隨地面有大量橫裂縫出現，進一步開挖基坑坍塌、失穩破壞.考慮到實際地層中分布著其他稍好土層，將地表沉降值乘上折減系數0.8等于1.38H，作為地表沉降控制值.

(3)被動區土壓力

坑內土體被挖卸載，被動區土壓力減小，但受地墻的擠壓作用，被動區土壓力側向系數呈增加趨勢，當土壓力系數逐步增加到一定值(理論土壓力系數附近)時，達到被動極限狀態，如圖7所示.當被動區土體全部進入極限狀態時基坑處于坍塌臨界狀態.

(4)坑底隆起

坑內土體在土體卸載回彈、坑外土體繞墻趾流入和擋墻擠壓等作用下隆起.臨近破壞步坑底隆起量為55.8～68.4 cm，即3.1～3.8%H(開挖深度)，坑底靠近擋墻的土體隆起大于基坑中部，坑底土體進入塑性隆起狀態，再進一步發展，基坑失穩破壞、坍塌.

圖7 M-3-被動區土壓力系數Fig.7 Earth pressure coefficient of the passive zone

5 基坑失穩破壞特征分析

根據試驗時標示的滑裂面，見圖8，滑裂面繞過墻趾，整個滑裂面可以分成兩部分，下半部分形狀與拋物線或橢圓相近，比圓弧要扁長，坑內外對稱分布，在坑內貫穿坑底;坑外上半部分滑裂面貫穿地面，與地表沉降曲線曲率最大處相交，交點位于地面最大橫裂縫附近.從破壞特征，根據文獻［9］對深基坑事故類型的分類，M-3屬于隆起失穩破壞.

圖8 第7開挖步基坑破壞總體特征Fig.8 7th Excavation step instability and failure characteristic

所有支撐都不同程度松動，并與擋墻明顯錯位.擋墻上抬明顯，并且下部被坑外土體推動，整個墻體傾斜順時針旋轉一定角度，見圖8、9.坑內土體在卸載、地墻擠壓、坑外土體流入作用下，隆起量非常大，隆起土體將最后兩道支撐(第6、7道支撐)沖掉，并將其部分掩埋，見圖10.

6 結論

通過三組離心機模型試驗，研究了軟土超深基坑變形、穩定特性.

1)墻趾插入硬土層中，墻趾處的嵌固作用對“踢腳”變形控制非常有利，也提高了基坑的穩定性.

2)墻趾插入到硬土層中一定深度以后再增加插入深度對墻趾和墻體總體變形的影響都將不再顯著.

3)對于上海典型軟黏土，墻址不進入硬土層時，擋墻臨界插入深度比為0.78.

4)軟土深基坑失穩破壞征兆特征:

(1)墻體水平位移快速增加，“踢腳”明顯，“踢腳”變形量值約為墻體最大水平位移的1/3.

(2)地表沉降急劇增加到約1.38%H(開挖深度)，伴隨坑外地面有大量橫裂縫出現.

(3)坑底靠近擋墻的土體隆起大于基坑中部，進入塑性隆起狀態，最大隆起量達到3.1～3.8%H(開挖深度).

(4)基坑失穩破壞時被動區土體處于被動土壓力極限狀態.

5)軟土超深基坑隆起破壞滑裂面特征:滑裂面通過墻趾，滑裂面下半部分形狀與拋物線或橢圓相近，較圓弧扁長，坑內外對稱分布;坑外上半部分滑裂面貫穿地面，與地表沉降曲線曲率最大處相交，且交點位于地面最大橫裂縫附近.

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