随着经济的高速发展, 大型桥梁在促进区域经济快速发展方面体现出了不可替代的重要作用。随着桥梁建设规模的不断增大, 锚碇基础的深度和规模在逐渐向超深、超大的方向发展, 随之出现了越来越多的锚碇基础深基坑工程。国内外很多学者针对深基坑开挖过程中围护结构的变形及对周边环境的影响做了大量的理论和试验研究^[1,2,3,4], 取得了很多成果, 然而由于岩土工程问题的复杂性和区域特殊性, 基坑安全事故常有发生。跨海大桥建设场地往往广泛分布有深厚的海陆交互相沉积软黏土及淤泥质土, 该类软黏土抗剪强度低、承载力低、灵敏度大、易产生触变、流变, 容易引起地基变形和失稳。

以马普托大桥Katembe侧锚碇深基坑工程项目为依托, 运用FLAC^3D对基坑开挖-施工内衬过程进行了全工况模拟, 针对模拟所得的危险区域制定了具有针对性的监测方案, 并结合后期现场实测数据进行了综合的对比和分析。

马普托大桥为非洲南部国家莫桑比克共和国首都马普托市跨越马普托湾的第1座跨海大桥, 项目起点位于马普托市区, 终点位于马普托湾南岸卡滕贝镇附近, 马普托侧和卡滕贝侧锚碇均为重力式锚碇。大桥位于热带滨海地区, 地质条件复杂, 属滨海半成岩高承压水区域, 且地下水位受海水潮汐起伏影响大。卡滕贝侧锚碇基础外径50m, 采用壁厚1.2m的圆形地下连续墙加变截面环形钢筋混凝土内衬作为支护结构, 开挖深度36.0m, 地下连续墙总深度56.0m。地下连续墙施工完成后, 采用逆作法, 分层开挖土体, 分层施工内衬, 然后浇筑垫层、底板、隔仓、填芯、顶板, 完成锚碇基础施工。

基坑区域下覆土层依次为: (1) 表耕土 (Q^me) 平均厚度1.40m; (2) _1a淤泥 (Q₄^m) 平均厚度2.20m; (2) _3b中砂 (Q₄^al) 细砂含量较高, 见贝、螺类有机物及其碎屑物, 平均厚度11.30m, 为主要富水层; (2) _1b淤泥 (Q₄^m) 平均厚度6.60m, 为相对隔水层; (3) _5a黏土 (Q₃^m) 平均厚度2.40m, 为相对隔水层; (3) _3b中砂 (Q₃^m) 平均厚度2.50m, 富水性弱; (3) _5b黏土 (Q₃^m) 平均厚度17.42m, 为相对隔水层; (4) _2d细砂岩 (TSa) 半岩半土状, 局部有钙质胶结物, 属极软岩, 平均厚度17.80m, 为主要承压水层; (4) _2e泥质粉砂岩 (TSa) 半岩半土状, 属极软岩。该层未揭穿, 为相对隔水层。

基坑支护结构剖面如图1所示, 土体参数如表1所示。

应用FLAC^3D建立三维1∶1模型, 模型尺寸300m×300m×100m。根据实际地层情况建立多层土体模型 (土体共9层) , 土体、地下连续墙及内衬为实体模型, 如图2所示。

土体与墙体间的接触采用面面接触模型, 每层土体土性不同使得每层土体与墙体的摩擦系数也不相同。接触面建立过程中, 按照不同土层分别建立接触面, 并且考虑桩-土接触面的接触-滑动-脱开。为了模拟地下连续墙与土体的接触特性, FLAC^3D中定义了墙体-土接触界面的法向弹簧刚度k_n与切向弹簧刚度k_s, 计算见式 (1) :

式中:△z_min为接触面法向方向上连接区域上的最小尺寸。体积模量K和剪切模量G与弹性模量、泊松比存在如下转换关系, 计算结果如表1所示。

地下连续墙及内衬材料属性为弹性模型, 弹性模量取32.5GPa (混凝土强度等级为C40) , 密度2 400kg/m³, 泊松比取0.2。各层土体均采用以莫尔-库伦屈服条件为破坏准则的理想弹塑性模型, 各层土体计算参数如表1所示。

按照施工方案进行分析步设计, 一共有24个分析步: (1) 第1步开挖第1层土体 (每层开挖深度为3m) ; (2) 第2步施工第1层内衬, 依次至开挖第12层土体, 施工第12层内衬。开挖深度为36m, 内衬高度为36m。

图3为基坑开挖过程中, 地下连续墙水平位移云图, 图4为提取的各计算工况下地下连续墙水平位移曲线。由水平位移云图及曲线可知, 基坑逐步开挖过程中, 地下连续墙水平位移逐步增大, 变形最大位置沿墙身有逐渐向下移动的现象。开挖前4层土体时地下连续墙的水平位移基本呈线性增长, 开挖至第5~12层土过程中, 地下连续墙的水平位移与前一级相比都有较明显的非线性增长。开挖至基底后, 墙体最大水平位移为15.90mm, 最大值都位于墙顶以下20m深度处。

图5为提取的各计算工况下土体沉降曲线。每个计算工况下周边土体沉降最大值均位于距离基坑13m位置处, 沿基坑呈环形分布。随着基坑逐步开挖, 沉降影响范围也逐渐扩大, 开挖至基底后, 土体沉降最大值为29.2mm, 位于距基坑13.1m处, 开挖对周边土体的影响范围约60m, 主要影响范围约37.5m。

由数值模拟得到基坑在开挖过程中地下连续墙的变形规律、周边土体沉降规律和范围, 结合现有规范, 制定具有针对性的安全监测方案。监测内容包括:基坑周边建筑物沉降、基坑周边土体沉降、坑外水位、地下连续墙顶部竖向/水平位移、地下连续墙深层水平位移、围护结构应力、塔式起重机沉降。环形围护结构在平面无明显受力不利断面, 在周围水土压力的作用下环形地下连续墙体主要呈现受压特性, 可以有效发挥混凝土良好的抗压性能。因此, 监测点在平面内均匀布置, 而在竖向增加了数值计算中受力及变形较大区域的监测点数量。基坑开挖深度36m, 属超深基坑, 且基坑紧邻海岸开挖面, 地质及水文条件复杂, 根据项目特点及前期分析, 基坑开挖过程中需重点监测的项目如下: (1) 基坑开挖过程中地下连续墙渗漏水情况; (2) 基坑开挖降水过程中地下水位的变化情况 (工程位于海岸两侧, 对地下水变化的监测尤为重要) ; (3) 基坑周边环境变形情况; (4) 基坑围护体系变形情况。限于篇幅, 简要介绍重点监测点的布置方法。

1) 周边建筑物沉降每栋建筑物布置3~4个监测点, 共布设H1~H19共19个监测点。

2) 基坑周边土体沉降沿基坑外侧布设8个监测断面, 每个监测断面布置5个测点, 结合数值模拟结果及现场情况确定测点距离基坑分别为5, 12, 18, 24, 36m。

3) 坑外水位每隔1幅墙布设1个监测点, 测点均布置在2幅墙接头位置处, 共11个监测点, 测点距离基坑2m。SW1, SW3, SW5, SW8和SW10插入潜水层 (中砂层2.400~-13.00m) 中, 每根长8m;SW2, SW4, SW6, SW7, SW9和SW11插入承压水层 (细砂岩层-29.000~-48.500m) 中, 每根长40m。

4) 地下连续墙深层水平位移每隔1幅墙布设1个监测孔, 共11个监测孔, 每个监测孔孔深为56m。

5) 地下连续墙钢筋应力布设8个监测断面。每个监测断面布设12组钢筋计。根据数值模拟结果对在深度9~21m范围内的钢筋计进行了适当加密, 如图6所示。

监测点平面布置如图7所示。

在基坑开挖前期 (开挖1~5层土体) , 水位监测累计值呈现规律性波动, 15d为1个涨落周期, 与潮汐变化及周期一致, 该监测期内水位日变化速率及累计变化量均未超过预警值。

开挖至第8~9层土体过程中, 基底出现4次涌水情况, 且水量较大, 坑外水位数据随之出现了较大幅度的变化。现场针对涌水情况先后采用了注浆堵水及坑外减压深井降水等措施保证了基坑的顺利开挖。

由于环形围护结构在平面无明显受力不利断面且受力对称, 选取CX2测斜数据如图8所示。

可以看出, 基坑在开挖过程中, CX2测斜管处地下连续墙水平位移最大值为15.40mm, 水平位移最大位置在距墙顶20.5m深度处, 在基坑涌水过程中, 地下连续墙水平位移数据未出现明显的整体性变化, 数据基本稳定。

图9为各建筑物沉降监测点 (JZ1~JZ19) 的累计沉降曲线。前期未出现漏水时沉降数据整体稳定, 数据均处在较低水平。数据出现明显的波动都是伴随着基坑基底涌水导致的地下水位下降情况出现。曲线中沉降数据变化多次出现先增大再减小的变化过程, 多次涌水过程中建筑物沉降增大, 待堵水之后沉降数据略有回弹。12月18日后, 由于周边降水井的大面积降水使得建筑物沉降出现了大幅度的增加。基坑开挖至基底时, 建筑物最大沉降为-152.60mm (JZ5点) 。各建筑物的差异沉降相对总沉降值沉降较小, 最大差异沉降值为24.83mm (按照规范计算的控制值为30mm) 。

图10为各沉降监测点的累计沉降曲线。前期未出现漏水时基坑周边土体沉降数据整体稳定, 数据均处在较小水平。曲线中沉降数据变化多次出现先增大再减小的变化过程, 均为多次基坑基底涌水后土体沉降增大, 待堵水之后土体位移略有回弹所形成的。12月18日后, 由于周边降水井的大面积降水使得周边土体出现了较大幅度的沉降。基坑开挖至基底时, 周边土体最大沉降为-158.96mm (R62点) , 测点位置距基坑边缘12m。

图11为R5和R6断面土体的累计沉降值曲线。基坑开挖至基底时, R5断面内R52点沉降量最大, 最大沉降为141.60mm, 测点位置距基坑边缘12.0m, R6断面内R62点沉降量最大, 最大沉降为158.96mm, 测点位置距基坑边缘12.0m。

实测值与对应位置处数值模拟结果对比曲线如图12所示。

经过对比分析可知:FLAC^3D模拟得到的墙体最大变形位置及最大位移值与后期现场实测数据吻合良好, 说明建模及土体参数取值基本合理, 对围护结构受力模拟精度较高。地下连续墙上部及嵌固部分的位移差异较大, 主要原因有: (1) 数值建模过程中围护结构是一个整体, 未考虑墙幅间的接头, 而实际工程中各墙幅之间的接头位置是整个结构中刚度最薄弱的部分, 且施工过程中墙幅之间不可避免会出现夹泥的情况, 泥皮厚度直接影响地下连续墙早期环向刚度的发挥导致墙顶的位移增大, 加之施工过程中地下连续墙外环道施工超载的作用使得实测的墙顶位移与计算值差别较大; (2) 数值模拟过程中对结构模型一般均选用理想弹性模型进行分析, 这与实际情况有差异, 尤其是在嵌固端, 结构的变形和耗能会抵消负弯矩。

提取R5, R6对应位置处的数值计算结果与实测值进行对比, 如图13所示。

FLAC^3D模拟结果与实测数据在数值上差别较大, 但对于周边土体沉降最大位置的预测准确。由监测数据可知, R5和R6断面沉降曲线的峰值位置位于距基坑12.0m (L/H=0.33) 处, 数值计算所得的最大沉降位于13.1m (L/H=0.36) , 与实测结果基本一致。数值计算结果能良好地反映基坑开挖过程中周边土体的沉降变形规律。实测地表沉降值远大于模拟结果的主要原因是施工过程基坑多次基底涌水导致坑外地下水位出现了明显的大幅度下降, 排水-固结过程导致周边土体沉降明显, 后期的坑外降水使得水位大幅下降, 导致土体中的有效应力增大明显, 土体固结沉降增大。其次, FLAC^3D建模中周边的土体材料为莫尔-库伦模型, 为理想弹塑性模型, 其实质为线弹性模型加莫尔-库伦破坏准则, 它能够描述土体的塑性变形并反映土体的破坏行为, 但其在达到破坏之前的应力-应变关系是弹性的, 因此在模拟非线性变形的过程中具有一定的局限性。

经过前期数值计算分析并制定了针对性的监测方案, 结构整体变形规律及周边土体的位移场规律与分析结果吻合良好。在基坑基底涌水过程中, 基坑围护结构的变形未出现整体异常, 数据基本稳定。

1) 现场监测结果表明, FLAC^3D计算所得墙体最大变形位置及最大位移值与后期现场实测数据吻合良好, 说明建模及土体参数取值合理, 对围护结构受力模拟精度较高, 可以为类似工程前期分析提供参考。

2) 基坑开挖过程出现了基底涌水的情况导致周边建筑和土体出现了明显沉降, 最终累计沉降数据与FLAC^3D模拟结果差别较大, 但对于周边土体沉降最大位置的预测准确, 因此运用数值计算方法对基坑开挖过程中周边土体及建筑物的沉降进行前期分析并制定有针对性监测方案, 具有显著的经济和社会效益。