h形雙排樁在邊坡與基坑聯合支護中的應用研究

洪世海

(福建省建筑設計研究院有限公司 福建福州 350001)

0 引言

隨著我國城市化進程逐步加快，城市建設用地日益緊張。福建省地處丘陵地帶，目前平原地區建設用地面積逐漸減少，越來越多工程項目建設于山地。山地建筑在場地平整與主體結構施工過程中需要進行大量邊坡與基坑支護工作，因此合理選擇邊坡與基坑支護型式是山地建筑工程的一個重要課題。

雙排樁支護作為一種新型基坑支護結構，已經廣泛應用于全國各地的基坑工程。當雙排樁中的前排樁樁頂高程低于后排樁時，即形成所謂的h形雙排樁支護結構。許多學者及工程技術人員對h形雙排抗滑樁在滑坡治理工程中的應用做了諸多研究[1-6]，國家規范《鐵路路基支擋結構設計規范》亦有提及椅式雙排樁在路基支擋結構中的應用[7]，但h形雙排樁支護結構在邊坡與基坑支護工程中的研究與應用相對較少。截至目前，h形雙排樁支護結構的計算模型與計算方法并未在相關標準與規程中予以明確。本文將依托某實際邊坡與基坑聯合支護工程，探討h形雙排樁支護結構的計算模型與方法。

1 工程背景

泉州市某安置住宅小區設二層地下室，地下室基坑開挖深度約為10.0 m。擬建場地東側用地紅線存在一高度為6.0 m的陡坎，陡坎坡頂為行車道路與已建民房。由于陡坎臨空面位于用地界線之內，需在該側對陡坎進行切坡開挖，在場地與行車道路之間形成高度6.0 m的永久性挖方邊坡。加之場地內地下室基坑開挖，場地東側將形成高度16.0 m的臨時性深基坑，其中，永久性邊坡高度約為6.6 m，臨時性基坑深度9.4 m?；娱_挖完成后，擬建場地邊坡及基坑與周邊的位置關系剖面圖如圖1所示。綜合場地地質條件、周邊環境及支護結構破壞后果嚴重性判定，本邊坡工程安全等級為一級，基坑支護結構安全等級為一級。

圖1 場地東側邊坡及基坑支護型式剖面圖

1.1 場地工程地質與水文地質條件

該項目建設場地為剝蝕殘山地貌，場地內邊坡與基坑開挖影響范圍內的地基土，主要可以分為素填土、凝灰熔巖殘積粘性土、全風化凝灰熔巖、砂土狀強風化凝灰熔巖、碎塊狀強風化凝灰熔巖、中風化凝灰熔巖等6層巖土層。其中，基坑與邊坡開挖過程中，側壁出露的土層主要為全風化凝灰熔巖層。場地內各巖土層的主要計算參數如表1所示。

表1 場地主要地層計算參數表

場地內地下水主要為賦存于殘積土層、全風化巖層與強風化巖層中的孔隙-裂隙型潛水。上述土層均為弱透水性土層，富水量差，場地地下水對邊坡與基坑開挖影響較小。

1.2 邊坡與基坑支護方案

該項目東側位置上部永久性邊坡高度為6.6 m，下部臨時性基坑深度為9.4 m，邊坡坡頂緊鄰已有民房。為保證邊坡與基坑開挖期間民房的安全性，邊坡與基坑采用外錨式h形雙排樁支護?？紤]到邊坡支護樁緊鄰已有民房，為最大限度減少支護樁施工對鄰近建筑物的影響，邊坡支護樁采用人工挖孔樁，支護樁規格φ800@1300 mm，樁長13 m，排樁頂采用1.3 m×0.8 m冠梁連成整體，設兩道不可拆除的永久性預應力錨索；基坑支護樁采用旋挖成孔灌注工藝，支護樁規格φ800@1300 mm，樁長13.0 m，排樁頂采用1.2 m×0.7 m冠梁連成整體設三道永久性預應力錨索，除第三道錨索水平間距為1.3 m外，其余各道錨索水平間距均為2.6 m。前后排支護樁在永久性邊坡坡腳位置設置一道鋼筋混凝土連系梁，連系梁截面為0.7 m×0.7 m，水平間距2.6 m，以上支護結構總體形成h形椅式雙排樁結構。邊坡與基坑支護結構剖面圖如圖1所示，雙排樁及連系梁平面布置如圖2所示。

圖2 h形雙排樁支護樁與連系梁平面布置

2 h形雙排樁結構計算模型的建立

2.1 計算模型的確定

對于h形雙排樁支護結構，抑或是長短樁組合的雙排樁支護結構，現行國家規范尚未給出明確的計算模型與方法，目前市場上的商業設計軟件也無法計算該型式的支護結構。對于h形雙排樁，許多設計人員采用的簡化計算方法是忽略連系梁的作用，將前后排支護樁分開計算結構內力與變形。對前排樁而言，該方法將前排樁樁頂以上的土體重量等效為地面超載，采用彈性支點法計算單排樁的內力與位移，這種簡化方法從原理與計算模型上并沒有存在太大問題。應當注意的問題僅僅是前排樁的樁頂附近位置由于受到連系梁約束作用，實際受到的彎矩值大于簡化模型的彎矩計算值。然而對后排樁而言，單排樁彈性支點法的計算模型在前排樁被動側土方未開挖時是適用的；但在前排樁被動側土方開挖后，后排樁被動區土體不再符合半無限平面的假定，對后排樁的約束作用機理改變，此時單排樁彈性支點法計算模型不再適用。此外，分離式計算模型無法準確分析連系梁對前、后排支護樁變形和內力產生的影響，故而采用傳統分離式排樁計算模型得到的計算結果存在一定缺陷。

本文參照行業標準《建筑基坑支護技術規程》4.1節與4.12節[8]中對彈性支點與雙排樁支護結構的計算模型規定，采用平面桿系彈性支點法原理對h形雙排樁支護結構內力與變形進行整體計算。排樁后方主動側土體產生水平土壓力荷載作用于支護樁樁身，土壓力按朗肯土壓力理論進行計算。前后排支護樁與連系梁簡化為豎向放置于地基之上的彈性梁單元，預應力錨索簡化為水平向彈性支座?；娱_挖面以下土體提供的反作用力簡化為彈簧單元，彈簧的水平反力系數與分布土反力分別按式(1)與式(2)計算。

ks=m(z-h)

(1)

ps=ksv+ps0

(2)

位于前后排支護樁之間的土體按薄壓縮層理論簡化為拉結于雙排樁桿件上的彈簧單元，樁間土彈簧單元剛度系數與樁間土對樁側壓力分別按式(3)與式(4)計算。

kc=Es/(sy-d)

(3)

pc=kcΔv+pc0

(4)

在彈性支點法模型中，預應力錨索作為支護樁彈性支座，其剛度系數按式(5)與式(6)計算。

(5)

(6)

由于連系梁與后排支護樁之間連接構造原因，連系梁上下側僅有少量縱向鋼筋植入后排樁中，其植筋長度難以滿足傳遞平面彎矩要求，故連系梁與后排樁連接點按鉸接計算；而與前排樁頂部通過冠梁連接，其縱向受力鋼筋的錨固長度均能滿足傳遞彎矩要求，故連系梁與前排樁連接點按剛接計算。本文計算所采用的h形雙排樁支護結構的計算模型如圖3所示。

圖3 h形雙排樁支護結構計算模型

2.2 結構分析計算參數的選取

根據前文確定的計算模型，本文基于大型通用有限元分析軟件ANSYS采用荷載-結構法對h形雙排樁支護結構進行計算。結構計算中，前后排樁與連系梁采用三維線性有限應變梁beam188單元模擬，土體彈簧則采用軸向彈簧-阻尼器combin14單元模擬，各彈簧彈性系數依據前文所述方法計算確定，根據土體材料無法受拉的特性，彈簧單元在計算過程中不能出現受拉狀態，否則應判定為無效彈簧。表2為排樁與連系梁單元的計算參數表，錨索彈簧單元的設計參數與支錨剛度值如表3所示。計算模型中水平土壓力采用朗肯主動土壓力理論計算，計算土壓力所采用的土層抗剪強度指標如表1所示。

表2 結構構件有限元計算參數

表3 預應力錨索參數表

2.3 計算工況的設定

考慮到項目總體施工順序及周邊環境保護要求，該項目邊坡與基坑采用自上而下逆作方式施工，即在邊坡支護樁施工完成后，自邊坡坡頂標高逐步向下開挖，鎖定一道錨索，開挖一層土方；開挖至永久性邊坡坡腳標高后，施工基坑支護樁，并施工混凝土連系梁連接前后排支護樁，而后逐層向下開挖，同樣采用鎖定一道錨索開挖一層土方的方式，直至開挖至基底設計標高。根據上述施工方式，支護結構計算中共分6個施工工況，如表4所示。

表4 開挖施工工況設定表

3 支護結構計算結果分析

3.1 分離式簡化模型計算結果分析

采用前、后排樁分離的簡化計算模型時，因該模型無法分析后排樁在基坑開挖之后內力與變形，為與后文中整體模型計算結果對比，本次以前排樁計算結果進行兩種計算模型的對比分析。采用分離式簡化模型計算得到前排樁的變形和彎矩圖分別如圖4～圖5所示。從圖中可以看出，采用分離式簡化模型計算得到的前排樁樁身最大變形約為34.40 mm，樁身最大彎矩值約為793.07 kN·m，設置于基坑支護樁前的三道錨索軸向拉力標準值自上而下分別為198.20 kN、145.09 kN、147.62 kN。

圖4 簡化模型前排樁各工況下水平位移曲線

圖5 簡化模型前排樁各工況下彎矩圖

3.2 整體式模型計算結果分析

經計算，采用整體模型計算得到的前排樁與后排樁在各開挖工況下水平位移分別如圖6～圖7所示。

圖6 整體模型前排樁各工況下水平位移曲線

圖7 整體模型后排樁各工況下水平位移曲線

分析支護樁變形計算結果可知，隨著邊坡與基坑被動側土方開挖，支護樁水平變形逐漸增大。位于前排基坑支護樁的變形曲線呈典型外錨式排樁的變形特征，樁頂變形受到第三道錨索與連系梁約束作用，變形略小于深部位置，這種變形模式隨著開挖深度增大越發明顯，樁身最大變形位置深度約為10.4 m，最大變形約為31.39 mm。位于后排邊坡支護樁變形規律則分為兩個階段，第一階段為前排樁被動側土方開挖之前，支護樁變形曲線亦呈現出外錨式單排樁的變形模式；隨著前排樁被動側土方逐步開挖，后排樁逐漸呈現出“踢腳型”變形規律，產生最大變形位置位于后排樁樁底至連系梁之間，最大變形約為34.79 mm。

對比后排樁嵌固深度范圍內前、后排樁樁身位移可以發現，該范圍內后排樁樁身水平位移大于前排樁樁身位移，說明雙排樁之間土層發生壓縮變形，用于模擬樁間土體的彈簧單元沒有出現受拉狀態，符合計算模型中樁間土的薄壓縮層假定。樁間土受到后排樁的推力，產生壓縮，同時將壓力傳導至前排支護樁，使前排樁產生變形。

圖8與圖9分別為前排樁與后排樁在各開挖工況下樁身彎矩圖，根據彈性支點法計算結果，在工況Step06，各道錨索受到軸向拉力標準值自上而下分別為57.24 kN、106.61 kN、265.01 kN、174.98 kN、220.23 kN。從圖中可以看出，前排基坑支護樁在樁頂位置明顯受到連系梁轉角變形約束作用，樁頂彎矩不再為零；隨著基坑被動側土方開挖，樁身彎矩逐步增大，最大彎矩位置略高于基坑開挖面，至開挖到基底時，樁身最大彎矩標準值約為685.57 kN·m。后排邊坡支護樁樁身彎矩隨著樁前土方開挖深度增加而逐步增大，在基坑內土方尚未開挖時(工況Step01～Step03)，樁身最大彎矩值變化較小，約為146.56 kN·m；而在基坑內土方開挖后(工況Step04～Step06)，由于支護樁發生“踢腳狀”變形，樁身彎曲變形曲率增加，彎矩值急劇增大，至開挖到基底時，樁身最大彎矩約為395.82 kN·m。

圖8 整體模型前排樁各工況下樁身彎矩圖

圖9 整體模型后排樁各工況下樁身彎矩圖

圖10 整體模型連系梁各工況下彎矩圖

圖10為h形雙排樁連系梁在各開挖工況下的彎矩圖，在所有工況中，連梁受到最大彎矩為297.85 kN·m?；娱_挖后各工況中(Step04～Step06)，連系梁軸力值分別為-140.56 kN、-100.27 kN、-67.13 kN，連系梁始終處于受壓狀態，其受到的剪力值分別為88.91 kN、29.43 kN、61.89 kN。

對比兩種計算模型計算結果可以看出，前排樁被動側土方開挖后，后排樁樁身變形與彎矩值持續增大，出現“踢腳”變形現象，而采用簡化計算模型卻無法正確計算這種工況。就前排樁的計算結果而言，采用整體式計算模型時，由于連系梁對前排樁轉角約束作用，支護樁頂的彎矩不再為零，受此影響，支護樁下部位置樁身彎矩最大值較簡化模型計算結果略有減少，兩種計算模型計算得到的樁身最大變形則較為接近。

對比兩種模型計算得到的錨索軸力標準值，可以發現，對設置在基坑支護樁上的錨索而言，簡化模型計算得到的錨索軸力小于整體模型計算得到的錨索軸力。分析這一現象，其原因在于后排樁受主動土壓力作用向基坑開挖方向變形后，雙排樁之間土體受擠壓對前排樁產生側向壓力，該側向壓力值大于簡化模型計算中采用的朗肯主動土壓力理論值，進而使整體模型計算中得到的錨索軸向拉力標準值增大。這一點從各工況中連系梁始終處于受壓狀態也可以間接反映出來。

4 結論

本文以某邊坡與基坑聯合支護實際工程為算例，研究了長短樁組合的h形雙排樁支護結構內力與變形的計算模型，同時對應用于工程中的分離式簡化計算模型與整體計算模型的計算結果進行對比分析。通過ANSYS有限元分析軟件對彈性支點桿系結構的分析，得出如下結論：

(1)結合規范中的彈性支點法提出了h形雙排樁支護結構的計算模型，計算模型能夠對前排樁、后排樁、連系梁及錨索等構件進行整體計算分析，精確得出支護結構在各開挖工況下的內力與變形。

(2)當采用簡化模型計算支護結構內力與變形時，對后排樁其計算得到的內力與變形偏小，且無法準確計算前排樁前土方開挖后支護結構的內力與變形；對前排樁其計算得到的最大內力與變形與整體式模型相接近，能滿足工程應用要求。

(3)當采用分離式簡化模型進行支護結構計算時，鑒于其計算結果的誤差，應在實際進行排樁配筋計算時進行調整。對于后排樁，適當加強嵌固段配筋，對于前排樁，適當加強樁頂附近位置配筋。