強夯置換法支護軟土基坑的模擬及應用

何壽迎，董成祥，王殿斌，閆強剛，趙民

(1.青島市勘察測繪研究院，山東 青島　266032；　2.青島巖土工程技術中心，山東 青島　266032)

1　引　言

沿海城市的軟土回填區，一般具有軟土層厚、強度低、頂層填土回填無序、地下水埋深淺的特點。該類地質條件下，深基坑的開挖支護難度大，費用高。軟土基坑支護設計與施工是城市基礎設施建設中的難點問題，也是巖土工程中比較復雜和困難的問題。軟土具有穩定性差、含水量高、孔隙比高、明顯觸變性、地基承載力低、透水性差等特點。在基坑開挖中，首先需要滿足自身穩定、周邊環境對變形的要求；其次是經濟、快捷、施工方便的要求。目前，國內外學者對于強夯置換加固地基研究較多，認為強夯置換具有置換與夯實共同作用效果，土體的抗剪強度和變形模量增加明顯[1～3]；強夯置換施工中夯沉量、置換墩長度、夯擊能是關鍵控制因素，空隙水壓力監測是良好的評價手段[4～7]；原位測試及基坑支護實踐表明，強夯置換對土體及邊坡土層的加固作用明顯[8，9]；軟土基坑支護施工實踐表明，軟土條件下基坑開挖變形顯著，隨開挖深度增加，一般其水平位移及沉降均增加，最大水平位移多分布于基坑底部[10，11]。目前，強夯置換法用于基坑實例較少，對其支護基坑的機理、基坑失穩的形式缺乏系統的認識，本文結合工程實踐及數值模擬，揭示強夯置換法支護時的變形、失穩機理，對以后的強夯置換法的設計具有較好的借鑒指導作用。

2　工程地質條件

2.1　地層類型及物理力學特征

工程場區為回填海域空間形成的陸域面積，其回填年限小于20年，地面標高約 3.70 m～4.20 m，地形平緩。場區第四系厚度約 20 m～25 m，由全新統人工填土層、海相～海相沼澤化沉積層、上更新統沼澤化沉積層及洪沖積層構成，下伏基巖主要為泥質粉砂巖。全系統地層沉積時間較短，強度較差。各巖土層物理力學指標如表1所示。

第①層為人工填土層，厚度5 m～10 m，雜色，回填成份復雜，以建筑垃圾為主，具有松散、不均勻性、低強度、易形變、富含上層滯水的特點；該土層為基坑開挖范圍內主要土層。

第②層海相沼澤化淤泥質粉質黏土，厚2 m～8 m，灰黑色、以流塑狀，具觸變性及高靈敏度。該層位于基坑底部，易引起基坑失穩，變形過大。其下為強度較高的上更新統洪沖積粉質黏土土層。

各巖土層物理力學參數匯總表　　　　　　　　表1

2.2　水文地質條件

場區地下水主要為孔隙潛水，地下水豐富，且補給性強，水位埋深 2.40 m～3.90 m。地下水與海水聯通，隨膠州灣海水潮汐變化。海水潮位呈同相，但不同幅、不同步變化。

3　基坑強夯置換模擬

3.1　初始化模型參數

工程建有2層地下室，開挖深度約 9.0 m。本次采用FLAC二維模擬，模型的x軸長度為 50 m，y軸 20 m。自上而下，土層分別填土 8 m，淤泥質粉質黏土為 4 m，粉質黏土層為 8 m。本模型單元格為四邊形或三邊形等單元體組成，共由 2 000個單元體組成。由于模擬對象為濱?；靥顓^，其地下水位較高且受海潮的影響?；又ёo中須采用旋噴樁等組成的止水系統，因此本次模擬分析中未考慮地下水滲流及地下水靜水壓力等水的作用。本模型采用了彈塑性模型，應用了摩爾庫倫破壞準則，通過在模型基坑邊界處設置監測點及基坑側壁單元體的狀態等參數對基坑的穩定程度進行判定。根據青島地區濱海回填區土層的分布及物理力學性質，本模型土層采用的參數如下：填土層主要參數內摩擦角為18°，重度為 1 800 kN/m3；淤泥質粉質黏土主要參數內摩擦角為3.5°，黏聚力c為 6 kPa，重度為 1 700 kN/m3；本模型的初始化模型如圖1所示。

圖1　基坑地質數值模型

3.2　基坑支護模擬工況設置

根據現場試驗，置換土體重型動力觸探平均擊數為6.8擊，置換深度為填土及軟土范圍內。置換部分土體采用的物理力學參數為E=1E7 Pa，內摩擦角為30°，黏聚力為 1 kPa，泊松比為0.3。在基坑頂部，側壁及基坑底部設置位移監測點，對基坑土體的位移進行監測。置換模型如圖2所示。本次分析中，基坑側壁坡度為1∶1，置換寬度分別為 4.5 m、7 m，11 m三種工況，置換土層范圍為填土層及軟土層，通過強夯置換形成一定寬度的碎石墻體。置換范圍及位置如圖3所示。由于基坑外側設置止水帷幕，本次分析中不考慮地下水對基坑穩定性的影響。

圖2　置換寬度4.5 m模型

圖3　置換寬度7 m模型

3.3　計算結構及分析

(1)4.5 m寬強夯置換碎石墻

強夯置換4.5 m寬時，模擬結果顯示，基坑側壁水平方向最大位移約 5.2 m，坑底隆起豎向位移最大約 3.8 m，最大水平位移發生在基坑側壁中間位置。自基坑頂向外約 9 m范圍內的基坑側壁土層發生剪切塑性變形行為，軟土層形成近似弧形的深層滑移。模型中最大不平衡力不收斂。綜上所述，基坑側壁發生深層滑移。該條件下，基坑側壁水平方向上約 8 m～10 m發生滑移，如土釘小于 10 m，土釘墻等柔性支護結構難以增加基坑側壁穩定性。由此可見，支護軟土基坑時，防止基坑發生深層滑移破壞是主要問題與關鍵點?；幽M結果如圖4、圖5所示。

圖4　置換寬度4.5 m時塑性區范圍

圖5　置換寬度4.5 m時基坑側壁位移

(2)7 m寬強夯置換碎石墻①

模擬結果表明，基坑側壁x向發生的最大位移約 5.2 m，基坑底發生的豎向位移最大約 3.8 m，最大水平位移發生在基坑側壁中間位置，如圖6所示。從模型中最大不平衡力中可以發現，目前工況下，模型內最大不平衡力處于不收斂狀態。自基坑頂向外約 7 m范圍內基坑側壁土層為剪切塑性變形狀態。綜上分析，基坑側壁填土形成近似弧形的滑移機制。在此情況下，采用土釘等支護形式對基坑的穩定性作用較小，基坑側壁滑移范圍在x軸方向的距離約8 m～10 m。當錨桿小于 10 m時，錨桿難以控制基坑側壁的滑移。

圖6　置換寬度7 m時基坑塑性區及位移分布圖

圖7　置換寬度7 m時基坑塑性區圖

(3)7.0 m寬強夯置換碎石墻②

在該工況下，位移特征主要表現在坡腳處向基坑內側的水平位移，水平方向的位移呈線性發展，模型不平衡力未能收斂。塑性單元分布范圍明顯減少，僅基坑側壁淺部土層處于塑性狀態，如圖8、圖9所示。在目前支護狀態下，采用土釘對強夯置換土體進行加固，進而控制基坑側壁淺層滑動。當置換范圍在 7 m時即一倍基坑深度時，置換深度穿透軟弱土層時，基坑失穩模式已從深層滑移破壞轉變為基坑側壁的淺層破壞，如圖10所示。

圖8　置換寬度7 m工況置換范圍

圖9　置換寬度7 m工況下X方向位移

圖10　置換寬度7 m工況下塑性區分布

(4)11 m寬強夯置換寬度

模擬結果表明，基坑范圍內土層發生剪切塑性變形的范圍為自基坑頂向外約 7 m范圍內，在基坑側壁范圍內填土形成淺層滑移破壞。在此情況下，采用土釘等支護形式對基坑側壁的加固起到限制基坑側壁淺層破壞的作用。基坑側壁滑移范圍在x軸方向的距離約等于側壁向土體內部 4 m范圍內。根據基坑側壁位移特征，根據圖12，基坑側壁x向發生的最大位移約 5.2 m，基坑底發生的豎向位移最大約 3.8 m，最大水平位移發生在基坑側壁中間位置。從模型中最大不平衡力中可以發現，目前工況下，計算模型最大不平衡力為一個不收斂的較大值，總體分析，在目前工況下，基坑側壁發生深層大規模滑移。由目前的模擬結果可以分析得到，在軟土基坑支護過程中，防止基坑發生深層的滑移破壞是我們支護基坑所解決的主要問題與關鍵點。采用置換寬度為 11 m時，模擬的效果如圖11、圖12所示。

圖11　置換寬度11 m工況塑性區域

圖12　置換寬度11 m工況位移分布

4　工程應用及監測結果

4.1　基坑支護概況

(1)第一次強夯加固

為保證強夯加固效果，開挖前進行坑內預降水，使坑內地下水位低于 -2.00 m標高，然后按1∶1.2自然放坡開挖至 0.50 m標高，進行第一次強夯加固，為減小強夯對帷幕的振動破壞，強夯采用 600 kN·m～800 kN·m小能量夯擊能連續強夯，強夯采用兩遍點夯。強夯布置如圖13、圖14所示。

圖13　首次強夯、開挖及夯點順序布置圖

圖14　夯點順序布置圖

(2)第二次開挖、強夯置換

開挖前進行坑內預降水，使坑內地下水位低于 -4.00 m標高。然后將強夯后邊坡按1∶1.0自然放坡開挖至 -2.00 m標高，進行第二次強夯，采用強夯置換法，夯擊能采用 1 500 kN·m～2 000 kN·m，夯錘錘重不小于 12 t，采用底面積 1.0 m2的異形錘，以保證置換效果。沿開挖邊界梅花形布置夯點，隨夯補土，填料應采用碎石類土，累計夯沉量不宜小于 12.0 m，以盡可能著底。第二次強夯布置如圖15所示。

圖15　二次強夯及開挖布置圖

(3)第三次開挖及支護

強夯置換后，邊坡按1∶1.0自然放坡開挖至基底標高 -5.10 m標高，第三次開挖時間不早于第二次強夯置換加固結束后10天。

4.2　現場監測數據分析

在該邊坡坡頂設置監測點，分別用于基坑坡頂水平位移、坡頂沉降，深層水平位移、地下水位監測。在監測過程中，邊坡監測點水平位移累計最大值為 28.7 mm，最小值為 15.1 mm。從坡頂水平位移變化曲線圖上可以看到，各點在開挖基坑軟土時位移變化速率增大，個別檢測點達到位移最大值后隨基坑開挖至基底及支護的逐步完成后位移趨于平穩。變化最大點為SP22，累計變化值 28.7 mm，均未超出報警值，在可控范圍之內。部分典型水平位移變化曲線如圖16所示。

圖16　sp21-sp25監測點水平位移變化曲線

基坑沉降監測各測點最終沉降量及最終沉降速率，由圖17中數據知最大沉降發生在SP34(-22 mm)，未達到沉降監測報警值，基坑其他各測點的沉降量均較小，基坑在監測周期內一直處于安全狀態，各測點在監測周期后期處于穩定狀態，典型監測點沉降位移曲線如圖17所示。從坡頂豎向位移歷時曲線圖上可以看到，本階段各曲線較平緩，變化速率基本一致，沉降比較均衡，其中SP34變化最大，累計變化值為 -22.0 mm，沉降變化平緩，各測點現處于變形平緩狀態，隨著基坑開挖及支護的逐步完成，沉降曲線逐漸出現拐點并最終穩定。

圖17　各監測點沉降位移變化曲線

深層水平位移歷時曲線圖表明，本階段各曲線較平緩，變化速率基本一致，均未超過報警值，該階段變化主要出現在基坑開挖中后期。隨著基坑開挖及支護的逐步完成，沉降曲線逐漸出現拐點并最終穩定。

瑞海馨園基坑工程監測周期約7個月，從2010年4月～10月，整個監測過程經過青島市雨水期，對整個基坑安全產影響不大，雨水期主要出現在基坑開挖支護后期，對基坑安全穩定沒有構成太大影響。

對于基坑開挖及支護情況，基坑施工初期，基坑開挖較快，基坑支護未完全達到設計強度時，基坑出現較大變形，在基坑施工中后期，隨著土石方開挖進度變慢、支護施工及時及基坑開挖的逐步完成，支護結構達到設計強度，基坑變形趨小，逐步進入穩定狀態。

水壓力分析：

從監測數據上看，圍護結構監測過程中一直處于安全狀態且最終處于穩定狀態，各個部位均未出現異常數據和現象，基坑設計方案綜合考慮了本基坑工程的地質、支護深度、基坑形狀等情況，做出了合理的圍護結構設計。

5　結　論

先放坡開挖一定深度然后對填土進行強夯加固后進行放坡、放臺開挖，再對淤泥質土進行強夯置換加固，又放坡、放臺開挖的基坑支護方法，通過試驗段的開挖試驗確定了強夯及強夯置換的設計參數，避免了強夯震動對止水帷幕的破壞，將地基處理技術巧妙地用于基坑開挖過程中，通過強夯置換解決了基底土層的強度要求，節省了大量投資及時間，創造性地解決了濱?；靥顓^深厚軟弱土復雜地質條件下的基坑支護問題。