种记鑫， 魏焕卫， 王钦山， 武韬， 王介鲲， 郑晓*

(1.济南轨道交通集团有限公司, 济南 250000；

2.山东建筑大学土木工程学院, 济南 250101；

3.山东建筑大学建筑结构加固改造与地下空间工程教育部重点实验室, 济南 250101)

内支撑支护结构因其支撑力强、布置灵活等优势[1]，被广泛应用于各种地下工程建设项目中。由于基坑工程颇具复杂性及不确定性，支护结构又属临时结构，因此基坑倒塌事故时有发生[2-5]。可靠统计显示，采用内支撑支护结构形式的工程建设项目中，由于施工过程中局部构件安全性不足而引发的基坑倒塌事故占多数。因此，内支撑支护结构局部构件失效引发的结构安全性问题颇具研究意义。截至目前，学者们已对结构安全和重要性问题开展了一系列相关的研究：熊思嘉[6]从冗余度的角度，探索内撑式基坑在拆撑阶段的最不利工况，并提出了优化方案; 孙巍巍等[7]利用“拆除构件法”,开展了该预应力支撑体系的冗余度研究，结果表明：对撑失效对结构连续性倒塌的抵御能力最差，在施工过程中应更关注钢绞线和支撑轴力的监测，通过及时对钢绞线进行补张拉和调整支撑的预加轴力控制基坑的变形；
孙志浩等[8]针对非对称荷载作用下内撑式基坑，研究了两侧荷载距离不同的非对称荷载情况对基坑内支撑轴力以及坑外地表沉降的影响并对其安全性进行了分析。黄华等[9]对基坑抢险工程中的无基座斜撑撑脚稳定性问题开展了室内物理模型试验研究并讨论了斜撑撑脚地基承载机理及破坏模式建议对实际工程中斜撑撑脚埋置深度提出了建议。文献[10-11]针对结构安全性问题，将冗余度概念引入到支护结构设计中，提出了基坑支护体系冗余度设计的目的和方法，同时量化计算了支护结构冗余度。文献[12-16]利用模型试验、有限差分法及离散单元法对局部破坏导致的悬臂排桩支护基坑的变形及受力进行了研究,并初步揭示了连续破坏在基坑长度方向上的传递机理,提出了荷载传递系数的概念。顾家诚等[17]将ABAQUS有限元软件建立的典型三维基坑模型与同济大学启明星软件计算结果相对比，利用拆除构件法对基坑模型进行分析，初步揭示了内支撑体系基坑破坏传递机理。文献[18]采用模型试验和有限差分法对局部锚杆失效引发的土压力和支护结构内力变化等荷载传递规律进行了研究，得出锚杆失效数目较少时，破坏沿锚杆传递而失效数目较多时，破坏发展至支护桩。裴强等[19]从抗连续倒塌模式、抗连续倒塌机制以及抗连续倒塌性能3个方面总结了节点破坏导致的连续性倒塌研究现状，提出了一种基于超弹性形状记忆合金的新型自复位梁柱节点，并对设计方法、抗倒塌性能以及抗震性能的研究进行了探讨。文献[20]对不同构件极限承载力情况下基坑支护体系由初始破坏引发的连续破坏过程以及不同初始破坏程度下的支撑体系竖向荷载传递规律进行了探究,进而提出了多道内支撑式基坑在竖向上的连续破坏控制方案。文献[21]基于可靠性提出了一种用于分析渐进式坍塌的系统方法，意在识别冗余结构中的关键要素。

上述研究成果极具指导意义，但对支撑构件失效所引发的结构安全性问题缺乏系统的试验研究。以往学者在进行定性分析的相关试验设计时，相似关系主要在于满足几何相似、力学相似、物理条件相似以及初始条件这几个相似条件[22]。根据模型试验所研究的相似现象进行分类，又可以将模型试验的类型分为定性模型试验的定量模型试验[23]。基于此，以地铁中广泛采用的内支撑+地下连续墙的复合支护形式为例，利用室内模型试验对内支撑局部破坏下基坑支护体系的响应进行系统分析，同时针对不利影响引发的结构安全性问题提出相应解决办法，并通过建立PLAXIS 3D有限元模型进行进一步拓展分析，望为地铁建设等实际工程中所遇到的类似问题提供一定参考。

为探究内支撑局部破坏对支护体系的影响规律，自主设计并实施了内支撑室内模型试验，试验所用模型箱主要尺存为1 100 mm(长)× 900 mm(宽)×1 200 mm(高)，其主要框架由厚度为10 mm的钢板及角钢焊接而成，保证了模型箱的整体刚度和强度。模型箱正立面由厚度为19 mm的透明钢化玻璃，便于使用数字照相量测软件(Photoinfor)观察，右立面则采用半开放设计以便于试验的各种操作，其余面均为钢板，模型箱示意图如图1所示。

图1 室内模型箱简图Fig.1 Graph of indoor model box

1.1 土体参数

试验土体采用福建厦门标准砂并通过颗粒级配试验、直接剪切试验等对土体参数进行标定校对，具体物理参数指标如表1所示。

表1 试验用砂的基本参数Table 1 Basic parameters of sand for test

1.2 模型试验装置

如图2(a)所示，试验模型模拟的支护结构为内支撑+地下连续墙复合形式，模型尺寸主要根据《建筑基坑支护技术规程》(JGJ 120—2012)规范[24]及相关破坏试验[25]确立，基坑模型开挖深度为600 mm，墙体嵌固深度为240 mm，满足相似比1∶40。其中，支撑采用直径为20 mm、壁厚为2 mm的聚氯乙烯PVC管材，自下而上布置3道、每道4根，共布置12根，支撑竖向间距为200 mm、水平间距为250 mm，支撑左端与钢板通过橡胶支座固定连接，右端则通过预留好孔洞的PVC长条形板材(可视为围檩)与地下连续墙连接，PVC管材的弹性模量经过拉伸试验测定为3.44 GPa；
地下连续墙采用900 mm(长)×840 mm(宽)×5 mm(厚)的PVC板材，经拉伸试验测定其弹性模量为3.14 GPa；
由于模型箱尺寸有限，单纯的土体开挖等工况不足以对模型整体产生明显影响，因此试验通过采用由千斤顶、反力架、压力传感器等组成的加载系统在墙后施加静力均布荷载的方式，来达到内支撑局部破坏的试验目的。

图2 模型立面及测点图Fig.2 Graph of model vertical section and measuring point

监测数据的采集对整个试验尤为重要，因此合理的测点布置及观测方法是保证试验结果的前提，为达到预期的试验效果同时考虑模型尺寸的限制，试验共布置了22个支护构件内力观测点、10个土压力观测点、8个整体变形观测点并结合数字照相量测软件来观测试验工程中不同工况下的内支撑轴力、地下连续墙弯矩、土压力、基坑周围变形的变化情况,测点布置如图2(b)所示。

1.3 试验过程

试验前的准备工作具体分为如下步骤。

步骤1模型箱清理工作。首先，将模型箱中原有的土体挖出，土体挖至模型放置面，同时对箱内剩余的标准砂进行夯实，防止砂体由于松散状态导致试验模型在放置阶段出现沉降。

步骤2各构件制备工作。制作地下连续墙、内支撑等模型构件，并在各构件上布置测点。在布置测点时主要的操作为粘贴应变片、焊接端子等，粘贴应变片主要通过强力胶进行粘贴，此时应注意保证应变片的平整；
在焊接端子时，由于焊笔温度过高，焊接过程中不得损坏构件本身，以免引起试验的误差；
之外，在连接各测点的传输线路时，应对各构件进行合理的编号，且各线路之间要保持一定间距，不得出现缠绕、错接等问题，构件制备工作如图3所示。

步骤3模型组装工作。将各个模型构件在模型箱内进行组装，首先将模型在模型箱内的具体位置进行暂时性的标注；
其次，在对应钢板壁上确定好各支撑连接点的位置，可以事先将各个橡胶垫通过强力胶粘贴在钢板壁上；
最后，对模型进行定位，在定位过程中，可暂时使用强磁，对模型起到临时的固定作用，待填砂工作过程中将其取出即可。

步骤4装置填埋工作。对定位好的模型进行填埋工作，填埋采取分层填埋的方法，可以有效减少埋砂时对于结构的影响，填埋标准砂的位置在模型箱的正上方，应保证砂体的自然下落，避免由于填砂不均匀导致的数据误差。

试验前的各项工作准备完成后，试验正式进行，内支撑支护结构室内模型试验模拟的主要工况如表2所示。

为便于后续对于试验结果的分析和表述，对支撑进行编号，其拆除顺序和构件的号码编排情况如图4所示，对于支撑的编号规律可视为ZCi-j，其中，i表示沿基坑深度方向的顺序，j表示沿基坑长度方向的顺序，拆除支撑的顺序为图4中红色圆圈中序号标注的顺序即依次拆除ZC3-3、ZC2-3、ZC1-3、ZC3-1、ZC2-1、ZC1-1共计6根支撑。

图3 构件制备Fig.3 Component preparation

表2 试验工况Table 2 Test conditions

支撑的编号规律可视为ZCi-j，其中，i表示沿基坑深度方向的顺 序，j表示沿基坑长度方向的顺序；
①～⑥为拆除支撑的顺序图4 支撑编号及拆撑顺序Fig.4 Brace number and removal sequence

2.1 基坑变形结果分析

2.1.1 水平位移

地下连续墙水平位移如图5所示，主要对加载及拆撑阶段墙体水平位移进行分析。总体来看，墙体的水平位移在加载及拆撑工况下主要呈现出“鼓肚状”变形，与实际工程中内支撑变形整体趋势相似，在一定程度上反映了室内模型试验的准确性。在加载10 kPa至60 kPa的过程中，最大位移值由0.9 mm增长到5.0 mm，工况间的最大增长量约为1 mm，墙体的最大水平位移出现在第二根支撑附近；
当进入到拆除支撑的工况以后，最大位移值由5.0 mm增长到了7.8 mm，工况间的最大增长量接近1.7 mm，墙体的最大水平位移则出现在第二根支撑与第三根支撑之间，最大水平位移的位置明显下移，说明支撑构件的失效对于地下连续墙的水平位移影响较大，且在开挖面以上的中下部位变化将更为明显。

图5 地下连续墙水平位移Fig.5 Horizontal displacement of diaphragm wall

2.1.2 基坑整体变形

基坑整体变形分析主要基于对相机拍摄的图片采用Photoinfor图像处理软件进行后处理，因此有必要对处理范围做进一步说明。图像处理范围为如图6所示，实验过程中拍照每间隔5 min进行一次，挑选各个工况下的典型照片，对其墙后800 mm×500 mm范围内的土体进行变形的整体分析，以确定土体的大致运动趋势。

上述处理范围内的总位移变形云图如图7所示，第一道支撑位置处的墙体位移及坡顶土体位移较小，说明对内支撑支护结构中的变形控制而言，下部支撑要比上部支撑更为关键。随着加载以及拆

图6 图像处理范围Fig.6 Image processing range

除支撑工况的不断进行，墙后土体受到的影响范围不断变大，且墙体最大位移位置有不断下移的趋势，此现象与百分表位移计测得的现象相一致。整个工况过程中土体变形的影响范围大致稳定在基底面(-600 mm)以上至距离墙后约400 mm所形成的“圆弧”区域范围内，该区域的边线可近似为土体的滑动区。为此提取了整个过程中墙后土体的剪应变增量云图进行分析验证。

土体剪应变增量云图如图8所示，在土体开挖阶段土体的剪应变增量并没有出现明显的变化曲线，直至加载至40 kPa时，在基底位置处向上出现了明显的滑移曲线，这与总位移云图(图7)中所显示的结果相符，在后续的工况中，该滑移面越来越明显，但滑移面的位置未发生明显的变化。

2.1.3 地表沉降

根据百分表的测量值得到地表沉降曲线如图9所示。墙后地表沉降大致分布形势呈“凹”形，由于加载钢板位置影响以及土体颗粒与试验板材相互摩擦，最大沉降位置出现在墙后200 mm处。随着不同工况的进行，地表沉降逐渐增大，相比较拆除支撑阶段而言，加载阶段对于地表沉降的影响更为明显，在加载60 kPa时，沉降值达到了约4.3 mm，增长了近1 mm，拆撑阶段地表沉降继续增加，但增加幅度放缓，增长了约0.3 mm。

2.2 构件内力结果分析

2.2.1 支撑轴力

如图10所示，支撑轴力曲线的颜色按照基坑深度方向进行划分，所涉及的支撑编号如图4所示。由于本次实验采用的是全量法分析，这意味着在一开始支撑就埋设进了土体之中，所以起初上部支撑的轴力要大于下部支撑，但随着开挖工况的进行，下部支撑受力逐渐增大，上部支撑受力随之减小，直至开挖到基底处时，第三道支撑受力最大，最大轴力为21 N；
进入加载阶段后，第二道支撑与第三道支撑的轴力继续明显增大，当加载至60 kPa时，第二道支撑受力最大，最大轴力为163 N；
随着ZC3-3、ZC2-3、ZC1-3三根支撑的拆除，临近一侧三根支撑的轴力均出现了不同程度的增大，其中ZC3-2的轴力增长到了224 N，与加载结束相比增长了85 N，可见支撑失效对于周围支撑轴力的变化影响显著；
综合整个工况来看，由于受到空间效应和尺寸效应的影响，基坑中部的三道支撑的轴力基本均大于靠近玻璃侧的三道支撑的轴力。

图7 基坑模型总位移云图Fig.7 Nephogram of total displacement of excavation

图8 基坑模型剪应变增量云图Fig.8 Nephogram of shear deformation increment of excavation

图9 地表沉降曲线Fig.9 Surface settlement curve

图10 支撑轴力变化Fig.10 Axial force change of brace

2.2.2 地下连续墙弯矩

根据图2中的弯矩监测点的布置情况可知，对于地下连续墙弯矩的监测共布置了两列，可分为：邻近拆撑位置一侧和远离拆撑位置一侧，其弯矩变化情况如图11、图12所示。

由于模型和测点布置均为对称的，所以在开挖阶段和加载阶段两列测点数据变化规律及数值大小基本一致，在这里只对临近拆撑位置一侧的弯矩变化情况进行分析，如图11所示，在开挖工况下，地下连续墙所受的弯矩主要受到支撑轴力的变化影响，随着开挖面的不断下移，下部支撑逐渐发挥作用，墙体在支撑位置附近也就出现了较为明显的负弯矩，墙体整体所受弯矩不断增大，其绝对值最大值由工况一最初的0.16 N·m增长至0.78 N·m。图11(b)为不同加载大小下弯矩曲线，在加载阶段下，墙体的弯矩分布形势已趋于稳定，为明显的支撑式构件受力形态，正弯矩的极值点出现在两道支撑之间，负弯矩的极值点出现在支撑位置附近以及开挖面附近，且弯矩随着加载的增大而明显增大，最大弯矩出现在第一道支撑与第二道支撑之间，为11.4 N·m。

图11 地下连续墙弯矩变化Fig.11 Moment change of diaphragm wall

如图12所示，在支撑拆除阶段，墙体在邻近拆撑位置一侧与远离拆撑位置一侧的弯矩变化情况出现了明显的差异：在邻近拆撑位置一侧，由于支撑的拆除，导致原本为支撑式受力方式变为悬臂式受力方式，原本由支撑轴力产生的负弯矩，变为正弯矩；
在远离拆撑位一侧，弯矩的分布形态并未发生明显改变，但随着拆除支撑根数的增加，弯矩不断增大，最大值为14.31 N·m，这说明支撑的拆除会引起周围支撑轴力的增大，进而会导致远离拆撑位置一侧的弯矩增大。

图12 地下连续墙弯矩变化Fig.12 Moment change of diaphragm wall

由于试验模型中设置的监测点有限，很难以掌握基坑模型任意一点的变化情况，并且，试验采用了先设置支撑后开挖的全量法模拟，可能与实际情况存在出入，难免存在误差，为了验证试验数据的合理性，同时更是为了详细探究支撑失效后荷载的传递情况及变形的影响范围等安全性问题，文章利用PlAXIS 3D[26]有限元软件建立试验的仿真模型，通过数值模拟进一步揭示局部破坏的部分机理。

3.1 模型建立

3.1.1 网格划分

模型尺寸按照试验模型箱中土体的尺寸进行1∶1的仿真，支撑及地下连续墙等主要构件的尺寸及间距均按照模型试验中的尺寸标准而设立。对于模型的竖向边界面进行y方向的位移约束，横向边界面进行x方向的位移约束，底部边界面则进行x、y、z3个方向上的位移约束，模型的单元网格划分如图13所示。

图13 有限元网格划分Fig.13 Finite element mesh generation

3.1.2 土体参数

数值模拟采用的土体本构模型为摩尔库伦模型，数值模型中的土体参数同样按照实际试验中标准砂的物理指标进行确立，如表3所示。其中，土体的非饱和重度为17 kN/m3、饱和重度为18 kN/m3，泊松比取0.3。

表3 模型结构构件参数Table 3 Model structural member parameters

3.1.3 材料参数

实验模型中的支撑及围檩结构采用软件中的beam单元进行模拟，地下连续墙采用板单元进行模拟，墙体与土体的相互作用采用界面单元模拟，由于试验中支撑的另一侧连接在钢板上，所以在数值模型中限制了支撑悬空一侧的x、y、z3个方向上的位移，对于试验中加载钢板则采用了长为840 mm、宽为280 mm的均布面荷载进行模拟，具体各结构构件的物理指标参数如表3所示。

3.2 模型结果对比分析

对数值计算的结果进行对比验证，以加载至30 kPa的工况为例，提取模型试验中量测水平位移与地下连续墙弯矩位置处的计算结果进行对比。如图14所示，试验测量的水平位移和地下连续墙弯矩与数值模拟计算结果在总体变化趋势上基本一致，数值计算值整体上小于试验测量值，其中，水平位移的最大差值为0.7 mm，弯矩的最大差值为 4.2 N·m，并且最大差值位置均出现在基坑深度200 mm处附近，其余位置的模拟结果吻合较好，这就验证说明采用Plaxis 3D有限元软件建立数值模型能够较好地反映实际情况，可以用于进一步研究。

图14 数值计算与试验结果对比Fig.14 Comparison between numerical calculation and experimental results

3.3 支撑局部失效对支护体系的影响分析

3.3.1 变形影响

为了更直观地观察支撑局部失效后基坑整体的变形变化情况，提取支撑拆除阶段模型的水平位移增量三维云图，如图15所示，当拆除1根支撑后，拆撑位置处的墙体水平位移明显增大，且以该位置为中心向墙体的四周扩散，一直扩散至邻近支撑附近，当拆除其余两根支撑时，同样地，墙体的水平位移依旧从拆撑位置向四周扩散，但不会对最下层支撑位置处的墙体产生明显影响，综合图15中3个云图来看，支撑局部失效后，其变形的影响范围是有限的，结合支撑轴力、围护墙弯矩的变化情况，邻近支护构件会限制这种位移影响的扩散，但邻近构件的内力也会随之增大。

3.3.2 支撑轴力影响

提取支撑拆除阶段所有支撑构件的轴力，计算所有支撑的荷载传递系数即支撑局部失效达到平衡后的轴力值与开挖完成时的支撑轴力值之比，观察其变化情况，如表4所示。在第一根支撑ZC3-3被拆除后，ZC2-2轴力激增为先前的1.76倍，其x方向的ZC4-1及ZC2-1分别增大到1.53倍及1.43倍，可见在支撑失效后对垂直方向未失效支撑的影响大于对水平方向；
当失效2根支撑后，最上层ZC3-1的荷载传递系数1.15较失效1根支撑后的1.02增大并不明显，仅0.13；
而第二根失效支撑ZC3-2的水平邻近支撑荷载传递系数分别较失效1根支撑增大了0.57和0.44。由此可知随着失效支撑的深度降低，其对垂直方向的支撑影响逐渐降低而对水平方向支撑的影响逐渐增加。失效3根支撑下，紧邻支撑的荷载传递系数继续明显增大，但不会越过紧邻支撑传递到远处的支撑构件上，这验证了内支撑局部失效后，荷载传递具有明显的就近现象，且随着失效支撑根数的增加，荷载传递系数也随之增大。

3.3.3 地下连续墙弯矩

为了更直观地观察地下连续墙弯矩的变化情况，提取了地下连续墙主受力方向的变化云图，如图16

图15 基坑水平位移增量云图Fig.15 Nephogram of horizontal displacement increment of excavation

表4 失效1根支撑后各支撑的荷载传递系数Table 4 Load transfer coefficient of each brace after failure of one brace

图16 地下连续墙弯矩变化云图Fig.16 Cloud diagram of bending moment change of diaphragm wall

所示，地下连续墙的弯矩沿基坑长度方向呈中间大、两头小的分布形势，这主要受模型尺寸的影响，中部所受的尺寸效应影响较小；
在第二、三道支撑位置处，地下连续墙所受弯矩较大，可见地下连续墙的中下部位要比其上部更为关键；
在加载完成阶段，地下连续墙在每道支撑位置处产生了明显的负弯矩，上下相邻支撑之间的弯矩则主要为正弯矩，该分布形势与室内模型试验所测量的结果一致，随着支撑的拆除，其紧邻的支撑受到的轴力增大，该处的负弯矩也随之增大，且支撑失效的根数越多，该现象越明显，此时，与破坏位置紧邻的支撑处受到了较大的弯矩，在实际工程中应重视对该部位的加固。

针对内支撑局部失效所引发的结构安全性问题，采用室内模型试验和数值模拟结合的研究方法，通过对比构件失效前后基坑变形及结构内力变化情况，得到以下结论。

(1)墙体的水平位移在加载及拆撑工况下主要呈现出“鼓肚状”变形，下部支撑构件的失效对于地下连续墙的水平位移及弯矩影响较大，与上部支撑相比下部支撑失效对支护体系更不利。实际工程中要重视下部支撑的监测与加固。荷载对地表沉降造成的影响要大于支撑破坏。

(2)支撑失效处的墙体水平位移明显增大，以该位置为中心向墙体的四周扩散至邻近支撑附近，邻近支护构件会限制这种位移影响进一步扩散，但其内力也会随之增大。

(3)最下层支撑失效后对垂直方向未失效支撑的影响大于对水平方向，随着失效支撑的深度降低，其对垂直方向的支撑影响逐渐降低而对水平方向支撑的影响逐渐增加。内支撑局部失效后，荷载传递具有明显的就近现象，且随着失效支撑根数的增加，荷载传递系数也随之增大。

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