地鐵深基坑內支撐結構優化分析

賀振昭，楊 新，葉 超，李忠超，梁榮柱,5，蔡兵華，肖銘釗，吳文兵,5

(1.中國地質大學(武漢) 工程學院，湖北 武漢 430074；2.武漢城建集團,湖北 武漢 430022;3.武漢市市政建設集團有限公司，湖北 武漢 430023；4.武漢大學土木建筑工程學院,湖北 武漢 430072；5.廣西大學土木建筑工程學院，廣西 南寧 530004)

深基坑工程中有關圍護結構的穩定性、變形規律、經濟性等問題一直是研究的熱點。最早Peck通過對深基坑開挖變形計算理論進行了細致的研究，最先提出了預估深基坑開挖穩定和支撐內力的總應力法；O’Rourke通過分析基坑開挖及相關工程活動引起的土體變形，指出基坑開挖前期的工程活動如降水、圍護結構施工、樁基施工等會對土體的變形產生影響，并討論了支撐剛度、支撐加預應力、最下道支撐以下的開挖深度、預留土的作用等對基坑變形的影響；Long通過搜集大量的監測數據，指出基坑開挖深度、支撐剛度等對基坑變形有較大的影響；曾國熙等、應宏偉通過比較不同支撐、擋墻剛度、開挖方式和土的力學性質等對土體沉降的影響，分析了支護結構、基坑形狀、土體固結等因素對土體沉降的影響；李云安等探討了影響基坑變形的主要因素，認為圍護結構剛度、入土深度、支撐剛度和道數、預應力、土體變形模量這6個因素對基坑變形的影響較為顯著。

國內外學者對深基坑開挖變形規律及對周邊環境的影響等方面做了大量的研究，對優化基坑工程設計和施工具有重要的作用。但基坑的支護形式是影響基坑變形的重要因素之一。深基坑的支護結構和形式多樣，目前在深基坑支護結構中比較常用的是樁墻+內支撐的支護形式，常見的支護形式有排樁+內支撐、地連墻+內支撐、樁錨+內支撐等，內支撐一般分為鋼筋混凝土支撐與鋼支撐兩種類型。Clough首次將有限單元法運用到基坑工程分析中，使數值分析方法在擋土結構分析中得到了廣泛應用；Potts等采用數值分析的方法分析了兩種內支撐類型的受力和變形特征；彭社琴結合潤揚長江公路大橋南汊北錨碇超深基坑工程實例，利用三維數值模擬技術對其支護結構進行了擬合分析，將墻體厚度、支撐間距、支撐剛度作為可變因素考慮，指出支護結構體系剛度決定基坑支護結構是否足夠安全；何璠對基坑開挖過程中的不同工況進行了有限差分數值模擬分析，通過采用單因素控制變量的分析方法，在不同圍護樁剛度、鋼支撐剛度以及不同水平支撐間距等變量的模擬分析中，總結了基坑圍護結構水平位移以及基坑周圍地表沉降的相關規律。Tan等結合上海某基坑工程失穩案例，分析了該基坑前后兩種支護結構設計方案，指出不同支護結構設計方案對圍護結構系統剛度的影響較大；王衛東等利用Plaxis 3D有限元軟件對上海地區板式支護體系基坑開挖進行了計算，并對結果進行歸一化處理，考慮了系統剛度對基坑開挖變形的影響。

綜上研究可知，前人已從圍護結構剛度、支撐數量和間距以及開挖方式等方面研究了影響深基坑開挖的影響因素，而在基坑設計中加減基坑支撐數量對基坑整體穩定性具有至關重要的影響。相對而言，我國上海、臺北、長沙等地區含黏土層的基坑內支撐結構優化研究較為豐富，而現階段武漢市有關地鐵基坑內支撐結構設計的工程實例較少，可借鑒的經驗較少。而本項目基坑開挖深度達26.9 m，所在的長江Ⅰ級階地含較厚細砂層，是武漢市典型的深基坑工程案例，能為存在較厚細砂地層的類似深基坑工程變形范圍研究提供參考。為此，本文以武漢市某地鐵深基坑工程項目為依托，首先為該地鐵深基坑工程項目提供施工前期數值模擬變形預測以及設計建議；然后對該工程項目部所提出的兩種基坑支護結構設計方案進行變形安全分析，為施工設計提供合理的優化建議；最后針對數值模擬中地層與結構的參數選取是否準確加以驗證，即將施工后所得的真實變形數據與前期模擬結果進行對比來反證數值模擬結果的正確性。該研究結果可為武漢地區類似基坑工程項目提供借鑒。

1 某地鐵深基坑工程概況與設計方案

1.1 基坑工程概況

本項目基坑工程設計尺寸長為176.8 m，標準段外包寬度為23.5 m，盾構端外包寬度為29 m，基坑標準段開挖深度為26.5 m，盾構工作井開挖深度為27.9 m，基坑開挖總面積達4 288.2 m，距離長江僅3 km。圖1為武漢市某地鐵深基坑工程平面示意圖，其中基坑東、西兩側均存在堆土區，且施工期間無法清除。

圖1 武漢市某地鐵深基坑工程平面示意圖Fig.1 Diagram of the plane plan of a subway deep excavation project in Wuhan City

由前期勘察情況可知，該基坑施工場地地形平坦，地勢起伏不大，屬長江沖積Ⅰ級階地，具有明顯的二元結構特征。該基坑由上而下主要地層分布為：素填土、粉質黏土、淤泥質粉質黏土、粉質黏土夾粉土、粉砂、粉細砂、中粗砂夾礫卵石、強風化砂礫巖、中風化泥質粉砂巖。表1為該地鐵深基坑各層土體物理力學參數。基坑部分開挖深度位于砂層，在施工過程中為了避免基坑滲水和突涌，設計了嵌巖式地下連續墻作為止水帷幕，同時在基坑內外采用“深井降水”的方式進行降壓處理。評定此項目為一級超深基坑工程，施工過程中對圍護結構的變形控制要求較高。

1.2 基坑支護結構設計方案

該地鐵深基坑工程項目部提出了2種基坑支護結構設計方案(見圖2)，均采用相同地下連續墻(簡稱地連墻)設計，厚度為1 200 mm，墻深約45 m，墻體嵌入中風化泥質粉砂巖不少于1 m，地連墻頂澆筑冠梁一圈。基坑具體的支護結構方案設計如下。

表1 某地鐵深基坑各層土體物理力學參數

(1) 方案一：采用3道混凝土支撐和2道鋼支撐，基坑支護結構剖面圖如圖2(a)所示。內支撐中第一道、第三道和第四道內支撐采用鋼筋混凝土支撐，各支撐間的水平間距為6 m，支撐截面尺寸分別為1 000 mm×800 mm、1 200 mm×1 000 mm和1 200 mm×1 000 mm；第二道和第五道內支撐采用直徑為800 mm、壁厚為20 mm、鋼材為Q235鋼管支撐作為內支撐體系，鋼管之間的水平間距均為3 m。基坑具體的開挖工況如下：

工況一：開挖至2.1 m處澆筑第一道混凝土支撐；

工況二：開挖至8.9 m處安裝第二道鋼管支撐，并施加預應力；

工況三：開挖至13.7 m處澆筑第三道混凝土支撐；

工況四：開挖至18.7 m處澆筑第四道混凝土支撐；

圖2 某地鐵深基坑標準斷面支護結構剖面圖Fig.2 Section of standard section supporting structure of a subway deep excavation

工況五：開挖至23.9 m處安裝第五道鋼管支撐；

工況六：開挖至26.9 m處到達設計基坑深度。

(2) 方案二：采用3道混凝土支撐和3道鋼支撐，基坑支護結構剖面圖如圖2(b)所示。內支撐中第一道、第四道和第五道內支撐采用鋼筋混凝土支撐，支撐截面尺寸分別為1 000 mm×800 mm、1 200 mm×1 000 mm和1 200 mm×1 000 mm；第二道、第三道和第六道內支撐采用鋼管支撐，各支撐間的水平間距均與方案一相同。基坑具體的開挖工況如下：

工況一：開挖至2.1 m處澆筑第一道混凝土支撐；

工況二：開挖至7.9 m處安裝第二道鋼管支撐，并施加預應力；

工況三：開挖至11.8 m處安裝第二道鋼管支撐，并施加預應力；

工況四：開挖至14.4 m處澆筑第三道混凝土支撐；

工況五：開挖至18.5 m處澆筑第四道混凝土支撐；

工況六：開挖至23.0 m處安裝第五道鋼管支撐；

工況七：開挖至26.9 m處到達設計基坑深度。

2 基坑有限元模型建立與測點布置

2.1 建立有限元模型與參數設定

Plaxis 3D是一款在巖土工程中應用廣泛的有限元數值模擬軟件，并且率先引入了土體硬化模型(HS模型)和小應變土體硬化模型(HSS模型)，這種土體本構模型能夠考慮到土體的受荷歷史和剛度變化與應變率的相關性。Ou等運用Plaxis 3D中的HS模型來模擬基坑開挖，結果表明數值模擬結果與實際情況較為符合。

首先，建立大小尺寸為530 m×220 m ×70 m的有限元模型，基坑尺寸與實際的比例設計為1∶1。然后，設定模型底部邊界豎向位移以及四周側壁水平位移均為零，即地表荷載作用下邊界處不產生變形，且計算邊界遠大于基坑開挖預計影響范圍，以降低邊界效應對計算結果的影響。由于基坑使用的是深入基巖的止水帷幕地連墻，基巖是天然的隔水層，在數值模擬中將地連墻設定為不透水后，即阻斷了基坑內外地下水的流通，再對基坑內進行降水開挖模擬。將基坑場地東西側堆土荷載分別簡化為120 kPa和90 kPa的均布荷載。為了更好地反映土體剪切硬化和壓縮硬化，土體本構模型采用能考慮小應變剛度的HSS模型；巖體采用摩爾庫倫模型，因其強度較高，且深度均在基坑底面以下，故設定巖體僅出現線彈性變形；選用板單元來模擬地連墻，混凝土支撐和鋼支撐則分別選用梁和錨桿單元進行模擬，均設定彈性變形。最后，結合現場及室內的試驗，計算模型中土體和結構參數的選取見表2。為方便計算，有限元模型中將真實土層進行簡化后，得到具體的5種地層類型，包括填土層、粉質黏土層、粉細砂層、強風化砂礫巖層和中風化粉砂巖層。其中，將雜填土與素填土合為填土層，由于雜填土中多為建筑垃圾，因此填土層的計算參數選取素填土的物理力學指標；粉質黏土層則由粉質黏土層和淤泥質粉質黏土層合并，粉細砂層則由粉細砂層和細砂層合并，均選取其中相應的各土層的物理力學指標平均值進行換算；深部較薄的粉質黏土層則忽略不計。

表2 有限元模型的計算參數

2.2 模型網格劃分與測點布置

Plaxis 3D軟件采取自動劃分四面體土體單元的方式進行網格劃分，選擇單元密度為粗，圖3為該基坑模型網格劃分示意圖，結果顯示：方案一共生成21 966單元、36 630個節點；方案二共生成31 501個單元、50 441個節點。再設定基坑開挖施工步驟，采用K法進行初始應力計算，并設置在計算第一步開挖時將前期位移清零，計算后導出結果。圖4為某地鐵深基坑在兩種支護結構設計方案下數值模擬計算得到的地連墻變形結果云圖。

圖3 某地鐵深基坑有限元模型網格劃分示意圖Fig.3 Meshing diagram of a subway deep excavation model

由圖4可見，該基坑在兩種支護結構設計方案下地連墻沿

y

軸方向的位移存在一定差異。為了細致地對比該基坑在兩種支護結構設計方案下地連墻的變形情況，如圖5所示，取基坑長短邊的中點處作為數據提取點，即為B、C、L和R測點，同時由于基坑東西兩側存在較大面積的堆土，因此靠近兩側堆土的長邊處分別取A和D測點提取基坑變形的計算結果，以便觀察堆載對基坑變形的影響。

圖4 基坑在兩種支護結構設計方案下地下連續墻 變形結果云圖Fig.4 Deformation nephogram of diaphragm wall under two supporting schemes

圖5 某地鐵深基坑平面測點布置Fig.5 Layout of monitoring points of a subway deep excavation

3 基坑有限元分析

3.1 基坑圍護結構側向變形模擬結果對比

圖6為數值模擬得到的某地鐵深基坑在兩種支護結構設計方案下B和R測點處地連墻側向變形隨開挖深度的變化曲線。

由圖6可見，該基坑在兩種支護結構設計方案下地連墻側向變形曲線除數值上有差異外，變形規律基本相同，墻體側向水平位移曲線呈“弓形”模式，且墻體側向水平位移隨著開挖深度的增加而增大，同時其最大側向水平位移發生的位置也隨之下移，基本保持在開挖面附近。該有限元模擬得到的地連墻側向變形曲線與前人所研究的基坑實際開挖地連墻側向變形規律基本一致，表明數值模擬結果具有一定的可信度。

本項目基坑長邊與短邊的比值為6.1∶1，屬于狹長型基坑，如圖6所示，基坑長短邊測點地連墻側向變形的差異除基坑短邊地連墻側向變形數值較長邊小以外，另一不同點在于A、B、C和D測點在基坑開挖至地表以下2.1 m時，地連墻最大側向水平位移發生在墻頂，之后地表處地連墻側向水平位移隨著工況的進行而不斷減小；L和R測點地表處地連墻側向水平位移則隨著工況的進行逐漸增大。其主要原因是基坑長邊地連墻所受周邊土體的約束較弱，且第一次開挖后無支撐結構，地連墻的側向變形屬于懸臂情況，因此地表處地連墻的側向水平位移較大，隨著開挖后各支撐的布設導致基坑長邊整體強度得到提升，地表處地連墻側向水平位移出現回彈現象。由于基坑角隅處結構剛度偏大，導致基坑短邊地連墻側向變形較小，且基坑短邊支撐布設方式為斜撐，其對地表處土體的約束作用較長邊的對撐形式弱，因此隨著開挖深度的增大，地表處地連墻側向水平位移呈不斷增加的趨勢。值得注意的是，圖6中L和R測點處地連墻側向變形曲線在坑底處出現明顯的折線變化，其原因主要是坑角存在明顯的空間效應，限制地連墻向坑內進一步變形的效果更顯著，而基坑長邊變形接近于平面應變條件，且所受約束較短邊少，則坑底處地連墻側向變形沒有明顯的突變情況。

表3 基坑在兩種支護結構設計方案下B和R測點處地下連續墻的側向變形數值模擬結果

圖6 基坑在兩種支護結構設計方案下各測點地下連續墻側向變形隨開挖深度的變化曲線Fig.6 Lateral deformation curves of diaphragm wall at each measuring point with the change of excavation depth under two supporting schemes

由于篇幅所限，本文僅選取B和R測點來分析該基坑兩種不同支護結構設計方案下地連墻側向變形的特點，圖7為該基坑在兩種支護結構設計方案下B和R測點處各工況地連墻的側向變形曲線。

由圖7可見，采用方案二作為基坑支護結構時地連墻側向變形的程度明顯小于方案一；當開挖至基底時方案一下B測點的地連墻最大側向水平位移為50.25 mm，而此時方案二下B測點處地連墻最大側向水平位移為31.11 mm，位移減少約38.09%[見圖7(a)]；在開挖至基底時方案一和方案二下地連墻最大側向水平位移分別為23.68 mm和19.68 mm，位移減少約16.89%[見圖7(b)]。由此可見，基坑支護結構增加一道鋼支撐后基坑長邊地連墻最大側向水平位移減小的幅度大于短邊，但基坑短邊最大側向水平位移依然是小于長邊。

圖7 基坑在兩種支護結構設計方案下B和R測點處 各工況地下連續墻的側向變形曲線Fig.7 Lateral deformation curves of diaphragm wall at measuring points B and R in two supporting schemes

同樣以B和R測點為例，對比該基坑在兩種支護結構設計方案下地連墻側向水平位移數值的變化情況，表2為該基坑在兩種支護結構設計方案下B和R測點處地連墻最大側向水平位移以及每一工況位移的增幅結果。

由表2可知，該基坑在兩種支護結構設計方案下工況一和工況二開挖深度相差較小，因此前兩次開挖中同一工況兩種支護方案下地連墻最大側向水平位移之差不大于2.3 mm，且地連墻側向變形曲線亦基本相同；相較于方案一，方案二在開挖至地表下11.8 m處多設有一道鋼支撐，導致從工況二開挖至-14 m附近時，B測點處方案一下地連墻的側向水平位移增幅達40.95%，而方案二增幅僅為22.22%。由于-14 m附近開挖至基底時，兩種支護方案下支撐布置形式與位置基本相同，因此雖然相同開挖面附近方案一下地連墻的最大側向水平位移均大于方案二，但在開挖至地表下19～26.9 m范圍內，兩種支護方案下地連墻的側向水平位移增幅并沒有明顯差異，表明方案二中多加的一道鋼撐對-11.8 m以下地連墻的側向水平位移具有明顯的限制作用，且導致地表以下約8～19 m范圍內地連墻的側向水平位移增幅顯著減少。

3.2 Hm、δh與開挖深度H的關系分析

Ou等通過統計大量基坑現場監測數據后發現，基坑地連墻發生最大側向變形的深度

H

與當前開挖深度

H

的比值接近1。圖8為該基坑在兩種支護結構設計方案下地連墻發生最大側向水平位移的深度

H

與當前開挖深度

H

的關系曲線。

圖8 基坑在兩種支護結構設計方案下地下連續墻發生 最大側向水平位移的深度Hm與當前開挖 深度H的關系曲線Fig.8 Relationship curves between maximum horizontal displacement depth Hm of diaphragm wall and current excavation depth H under two supporting schemes

由圖8不難發現，方案一和方案二下地連墻發生最大側向變形的深度

H

均落在當前開挖深度

H

為+3 m～-3 m的區間范圍內，基本保持在開挖面位置附近，偶爾出現波動,表明基坑支護結構的改變對于地連墻發生最大側向變形的深度

H

并無較大的影響，同時兩種支護方案下的模擬結果符合基本變形規律，進一步證實了模型設計的合理性和正確性。圖9為數值模擬得到的該基坑在兩種支護結構設計方案下地連墻最大側向變形

δ

與當前開挖深度

H

的關系曲線。

圖9 基坑在兩種支護結構設計方案下地下連續墻 最大側向水平位移δh與當前開挖深度H的 關系曲線Fig.9 Relationship curves between maximum horizontal displacement δh of diaphragm wall and current excavation depth H under two supporting schemes

由圖9可見，方案一下墻體最大側向水平位移

δ

主要落在當前開挖深度

H

為0.09%

H

～0.21%

H

的區間范圍內，其中L和R測點側向變形主要落在0.09%

H

附近，而基坑長邊上測點處墻體側向水平位移點

δ

主要落在0.17%

H

～0.21%

H

的區間范圍內，基坑的空間效應導致墻體的側向水平位移

δ

的變化范圍較大；方案二下墻體最大側向水平位移

δ

主要落在0.07%

H

～0.14%

H

的區間范圍內，其范圍略小于方案一，表明增加支撐數目使基坑系統剛度提高，能有效減少狹長基坑的空間效應。

3.3 基坑系統支護體系剛度及設計方案選取

Rowe最早于1952年提出了柔度數概念，他基于原型及模型試驗的位移并利用相似原理得出只適用于單支撐墻體的變形指標如下：

(1)

式中:

E

為墻體的彈性模量(MPa)；

H

為墻體高度(m)；

I

為慣性距(m)。單支撐并不適用于復雜的內支撐情況，因此Clough等和O’Rourke研究指出，內支撐間距減小可大大提高基坑系統支護體系的剛度，并根據內支撐的數量和地連墻的剛度提出了基坑系統支護體系剛度

K

的計算公式如下：

(2)

式中：

E

I

為圍護墻的水平抗彎剛度(MPa·m);

γ

為水的重度(kN/m)；

h

為內支撐豎向平均間距(m)。之后，劉美麟等在Clough等基坑系統支護結構剛度的基礎上，提出一種考慮圍護墻、內支撐和墻后土體剛度的基坑支護體系綜合剛度表達式，能用于正確預測基坑的變形量；徐洪鐘等也在Clough等基坑系統支護體系綜合剛度的基礎上，在考慮圍護結構、支撐體系與場地土層條件下，提出了改進的深基坑系統支護結構MSD綜合剛度，用來反映不同地質條件下基坑系統支護結構的整體變形特性。由此表明，Clough等所提出的

K

計算公式具有正確性，足以作為判定基坑系統支護體系剛度的基本標準。本項目中計算得到方案一的

K

值為1 094(無量綱)，而方案二的

K

值為2 027(無量綱)，僅從數值上判斷，方案二因減少一道鋼管支撐導致了基坑系統支護體系剛度下降了近一半。Liu等通過大量基坑實測數據統計分析指出,隨著基坑系統支護體系剛度的下降將會引起墻體側向水平位移的增加。類似地，上海某軟土深基坑斷面2開挖深度為16 m，原支護結構設計方案采用5道內支撐，而實際更改為4道內支撐，導致基坑存在超挖，最終致使墻體發生較大的變形。由此可見，在承壓富水層加減基坑內支撐數量對基坑的安全性具有至關重要的影響，應慎重考慮。

本項目中方案二因多一道鋼支撐，支撐間的縱向距離最小僅為2.6 m，相對來說更不方便現場工人施工和儀器設備的操作。依據湖北省地方標準《基坑工程技術規程》(DB 42/T 159—2012)表4.0.7中當一級基坑周邊無特殊重要保護對象，且與重點保護對象間的距離大于基坑開挖深度時，基坑支護結構水平變形應控制在50 mm以內。本次模擬結果中方案二的墻體側向水平位移均小于35 mm，而方案一中基坑長邊地連墻最大側向水平位移均保持在40～50 mm左右，部分段墻體側向水平位移略大于50 mm，總體上能滿足規范對基坑支護結構的變形要求。盡管方案二基坑圍護結構的剛度較大，墻體的最大側向變形遠遠小于規范控制值，但是設計過于保守，會造成經濟浪費，最終建議選取五道內支撐的支護結構設計方案進行基坑實際施工。

3.4 模擬結果與實測值的對比

本文選擇與實際施工測斜監控點較為接近的C、D和R測點，對開挖至地表下23.9 m時地連墻側向變形的有限元計算結果與實測值進行了對比，見圖10。本次選取基坑開挖至地表下23.9 m工況進行對比的原因主要是此時開挖全斷面進入了承壓含水層，墻體新增側向水平位移最大，更能反映有限元計算結果的合理性。

圖10 基坑開挖至地表下23.9 m時地下連續墻側向 變形模擬計算值與實測值的對比曲線Fig.10 Comparison curves between simulated and measured ateral deformation of diaphragm wall excavated at 23.9 m under the ground surface

由圖10可見，3個測點處地連墻側向變形曲線的模擬結果均大于實測值，但兩者的基本變形規律一致；R測點模擬計算結果與實測數據兩者地連墻側向水平位移之差最大達15 mm左右，究其原因是：在實際施工中為了盾構機始發和接收安全，對基坑端部深層土體進行了深層攪拌樁加固，土體的強度得到了明顯的提高，而前期有限元模擬中未考慮這一因素；D測點處地面以下20 m范圍內模擬計算結果與實測數據兩者地連墻側向水平位移之差為10 mm左右，-20 m以下兩者地連墻側向水平位移之差甚微，基本保持一致，而C測點模擬計算結果與監測數據兩者地連墻側向水平位移之差在4～9 mm的范圍內，顯示模擬計算結果與實測數據具有較好的一致性，表明方案一作為基坑支護結構具有合理性，進一步證明有限元模型計算結果的正確性和可行性，有限元模擬能夠反映基坑變形的一般規律，能為基坑支護結構的設計與施工提供參考。

4 結 論

本文以武漢市長江I級階地富水砂層某地鐵車站深基坑工程為依托，通過Plaxis 3D有限元軟件對基坑開挖過程進行了有限元分析，得到主要結論如下：

(1) 在兩種不同支護結構設計方案下，基坑地連墻側向變形曲線基本呈“弓形”模式，墻體側向水平位移均隨著開挖深度的增加而增大，同時其最大側向變形深度也逐漸下移，地連墻最大側向變形位置基本保持在開挖面附近。

(2) 方案二中多加的一道鋼支撐對-11.8 m以下地連墻側向水平位移具有明顯的限制作用，且導致地表以下約8～19 m范圍內地連墻側向水平位移增幅顯著減少。

(3) 方案二因多一道鋼支撐，基坑系統支護結構剛度為方案一的近2倍，因而地連墻的變形程度小于方案一，但其支撐間縱向距離最小僅為2.6 m，且方案一下地連墻側向水平位移基本符合施工規范的要求，綜合經濟角度，更推薦方案一作為該深基坑現場支護結構的設計方案，并建議基坑工程實際施工時應同時兼顧安全性與經濟性。

(4) 將數值模擬計算結果與現場監測數據進行了對比，結果表明模擬計算結果與實測數據具有較好的一致性，證明有限元模型計算結果的正確性和可行性，有限元模擬能夠反映基坑變形的一般規律，為基坑支護結構的設計與施工提供參考。