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润扬长江*桥北锚特深基坑支护方案安全系数及破坏模式分析

润扬长江*桥北锚碇的特深基坑支护方案是确保*桥施工安全和质量的关键环节。由于北锚碇基坑深度*、地质条件复杂，其支护设计需要综合考虑土体性质、地下水位、施工工艺及环境影响等因素，以保证基坑开挖和后续施工的安全性。

安全系数分析在北锚碇基坑支护设计中，安全系数是*个核心指标。根据相关规范，结合工程实际情况，通常将基坑支护结构的安全系数设定为1.2~1.5。具体而言，抗滑移稳定安全系数应不小于1.3，抗倾覆稳定安全系数需达到1.5以上，而地基承载力安全系数则要求不低于2.0。这些参数通过有限元分析、数值模拟及现场试验等手段进行校核，以确保设计方案满足实际需求。此外，针对特深基坑，还需考虑地震作用、极端天气（如暴雨）以及施工过程中可能出现的突发情况对安全系数的影响，并适当增加冗余量。

破坏模式分析北锚碇特深基坑可能的破坏模式主要包括以下几种：1.整体滑移：当支护结构或土体的抗剪强度不足时，可能导致基坑边坡发生整体滑动。这通常与土体内部摩擦角偏低或外部荷载过*有关。2.局部失稳：由于基坑底部渗流压力过高或降水措施不当，可能引发管涌或隆起现象，从而导致局部区域失稳。3.支撑系统失效：若内支撑体系设计不合理或施工质量存在问题，可能会出现支撑杆件屈曲或连接节点破坏的情况，进而危及整个支护系统的稳定性。4.围护结构变形过*：长时间暴露于外界荷载下，围护桩可能发生较*水平位移，超出允许范围，影响周边建筑物安全。

为有效预防上述破坏模式dbj61_t 179-2021 房屋建筑与市政基础设施工程专业人员配备标准，设计团队采用了多种技术措施，例如采用地下连续墙作为主要围护结构形式，增强其刚度和止水性能；设置多道钢筋混凝土内支撑，合理分配内力；实施分层开挖与及时封闭工序，减少暴露时间；同时配合自动化监测系统实时跟踪基坑变形数据，为动态调整提供依据。

综上所述，润扬长江*桥北锚碇特深基坑支护方案通过科学计算与严格控制，不仅保障了施工期间的安全性，还为类似*型桥梁工程提供了宝贵经验。

润扬长江*桥北锚特深基坑位于长江岸边，设计尺寸为69×50×50m。基坑所在场地地表以下16m为淤泥质土，地表以下16～48m为砂土，48m以下为基岩，各层土体的基本力学参数参见表1。采用钢筋混凝土地下连续墙加内支撑的基坑支护体系。地下连续墙进入基岩深度平均约为3m。从地表以下2m开始，每隔4m设置*道内支撑，支撑结构平面布置参见图1。在基坑开挖前*完成地下连续墙的施工，内支撑随挖随撑，层间间隔周期约为10～15天。由于该基坑工程尺寸*，支护结构空间作用明显，施工周期长，环境复杂，为了深入了解该基坑支护方案安全储备情况，并预测其可能的破坏形式，在三维非线性并模拟施工过程的有限元分析的基础上，通过人为加*土体自重直至支护结构破坏的方法，对该基坑进行了破坏模拟分析。

Table 1 Parameters for the soil

计算软件采用美国ANSYS公司开发的ANSYS[1,2]三维*型有限元计算软件，使用的是整体三维非线性土水合算有限元模型[3~6]。土体采用20节点三维实体单元，钢筋混凝土地连墙采用8节点三维板单元，钢筋混凝土内支撑为空间梁单元，计算范围为3倍基坑的面积。为了真实地模拟支撑结构和土体之间的共同作用及不同施工方案对支护结构的影响，我们使用了ANSYS的单元“生死”功能来模拟土体开挖和支护施工。所谓“杀死”单元，就是将该单元的刚度和质量都乘以*个很小的数，相当于该单元不再能发挥作用。而“激活”单元，就是让已经“杀死”的单元恢复到它原*的刚度和质量，这时候的单元既没有初始应变，也没有初始应力。例如，本模型中，地连墙的板单元是附着在土体单元上的，在土体自重沉降过程中，地连墙被“杀死”，对土体自重沉降完全没有影响。而在沉降计算完成后，则“激活”地连墙单元，开始发挥作用。这时候它虽然已经有了变形，但是程序假设其内力为零，这与工程中的实际情况是相符的。

岩土采用的是Drucker－Prager[7,8,9]理想弹塑性本构模型，其各项基本参数同表1，因为是水土合算分析，所以将各层土体的泊松比提高至0.45，使施加在地连墙上的土水合压力与实测值相接近。

为了了解支护结构的破坏过程，通过增*土体自重（相当于增加土水压力）的方法来增*外荷载。*后计算了以下三种虚拟荷载工况：

虚拟荷载工况A：岩土自重增*2倍

虚拟荷载工况B：岩土自重增*2.2倍

虚拟荷载工况C：岩土自重增*2.5倍

由于本基坑的支护结构刚度较*，作用在支护结构上的荷载与土体自重基本成线性关系，因此，我们认为这种分析安全储备的方法是合理的。

       由于是进行安全系数分析，故材料强度不再乘以分项系数，而直接使用强度标准值。

在支撑和地连墙没有出现问题的情况下，施工过程仍按照实际施工过程模拟。当支撑出现破坏时，则停止开挖，开始进行破坏分析。每当有*根构件退出工作（有时是几根支撑同时退出工作），则记为*个“破坏步”，记录下此时的变形和内力。随着构件逐个退出工作，便得到了整个基坑的破坏过程。

2.5 基准荷载作用下支护结构的变形和内力

       我们以土体的真实重度为基准荷载，在该荷载作用下，计算得到支撑的**应力为13.4Mpa；地连墙**位移为8.26cm，Δ/H=1.65‰,地连墙**应变为1.04‰，未出现塑性。可见在基准荷载下整个支护结构都是安全的。

3 虚拟荷载工况A计算结果

本工况中，土壤自重均被乘以2，得到的土水合压力约为实际值的2倍。

计算得到支撑的**应力为25.6MPa，稍低于极限值26MPa；地连墙**位移为13.4cm，Δ/H=2.68‰；地连墙**应变为2.17‰，其中塑性应变为0.69‰，位于嵌岩段，参见图2。可见支撑和地连墙变形都没有问题，而地连墙的嵌固端可能会开裂并超过其屈服弯矩。因为其**应变仍小于规范规定的混凝土极限压应变3.3‰，且考虑到有限元分析中难以避免的应力集中问题，我们认为，在该工况下，整个支护方案仍然是安全的，即其安全系数将略*于2.0。

4 虚拟荷载工况B计算结果

本工况中，土壤自重均被乘以2.2，得到的土水合压力约为实际值的2.2倍。计算结果表明该工况下*终支撑将*部分被破坏，地连墙折断，基坑发生整体滑移破坏。

计算得到在开挖*后*层前，支撑**应力仍然小于26MPa，而*后*层开挖完成后，支撑的**应力为27.2MPa，高于极限值26MPa；地连墙**位移为14.9cm，Δ/H=3‰；地连墙**应变为2.26‰，其中塑性应变为0.77‰，位于嵌岩段，参见图3。可见在本工况下，支撑已经达到其极限轴力，在*后*层开挖过程中就可能发生破坏，也说明原支护方案的安全系数在2.0～2.2之间。

按2.3节中提到的方法让支撑破坏，并逐步记录下其轴力、位移和应变，便可以得到在该情况下整个支护体系破坏的过程。模型中支撑逐步破坏的过程如图4.1～4.4所示，为了清晰起见，只显示1/4模型，破坏的支撑不再显示。

支撑破坏的基本过程是：受力**的*10层小斜撑**破坏；破坏的小斜撑的荷载迅速转嫁到同层的*斜撑及相邻各层的斜撑上，造成这些斜撑接连破坏；*量斜撑逐步退出工作，相应的短边的位移也迅速增长；在斜撑退出工作的同时，对撑的轴力也在迅速增长，其中中间几层对撑的轴力增长*快，随后，中部的对撑压溃退出工作，长边位移迅速增加并超过短边；*后除**层和*后*层支撑外，其他各层支撑基本被破坏殆尽。

       长边与短边中点的位移发展如图5.1，5.2所示，**位移（长边）达到了60cm，且此后有限元分析不再收敛。在实际工程中，达到这样*的位移时土体已经彻底坍塌了，说明计算已经达到了预定的“破坏分析”的要求。这里我们需要注意的是，因为**破坏的是斜撑，对撑仍然完好，所以长边的位移*开始增加得并不显著，而且，由于短边位移的迅速增加使得长边位移还出现了短暂的减小。但是，当对撑开始破坏以后，长边的位移就急剧增*并*终超越短边，而此时短边位移反因受到长边位移的影响而增长趋缓。

*后破坏时地连墙的应变分布如图6所示，我们可以发现，由于中部位移的急剧增加，**应变已经从底部嵌岩部分转移到了中部**变形处。**应变达到了0.0109。事实上，这部分地连墙已经因为变形过*而彻底破坏，不能再发挥作用。

       土体塑性区分布随破坏过程变化如图7（a）~(d) 所示，我们注意到，在破坏发生以前，塑性区基本集中在坑底回弹区，而后塑性区在基坑中部迅速发展，*出现在短边，而后在长边。*后在接近破坏时，在长边形成了*个由基坑中部至地表的塑性滑移带，长边中部以上土体整体失稳破坏。综合整个变形破坏分析，在本工况下，整个基坑破坏的全过程是：

       1：支撑首*压溃或失稳；

2：由于*量支撑破坏，地连墙中部变形不断增*，*终在中部折断；

3：基坑中部以上土体整体滑动破坏；

       此外，基坑外侧地表部分土体也因为变形过*而出现塑性区。

幕墙吊篮专项施工方案(专家评审后修改）2015-03-265 虚拟荷载工况C计算结果

本工况中，土壤自重均被乘以2.5，得到的土水合压力约为实际值的2.5倍。计算结果表明本工况下基坑在浅层就会发生支撑破坏，但是由于开挖深度较浅，土水压力差不是很*，*终破坏变形可能会稳定下来。

       在本工况中，当开挖至*七层时，支撑就因为超过极限应力而发生破坏，破坏首*发生在*五层单侧的小斜撑上，随后向相邻层发展并使得该侧几乎所有的*斜撑和小斜撑都破坏。但是，由于开挖深度不是很深，加上斜撑破坏释放了土应力，所以*后变形稳定时，另*侧的斜撑只有少数破坏，而对撑几乎完好无损。

       随着支撑逐个退出工作，基坑变形也*直在增加。斜撑破坏严重的短边位移从14.3cm增*至24cm。而长边因为对撑未被破坏湖北省某高速公路建设工程施工组织设计，位移*直在15.6～17cm左右。长、短边位移发展参见图8.1，8.2。

       在破坏发生前，地连墙的**应变为1.59‰，位于嵌岩段，塑性应变为非常小。支撑破坏后变形稳定时，**应变为2.25‰，塑性应变约为1‰，仍然小于混凝土**压应变3.3‰。所以这时地连墙并没有折断，仍然可以发挥挡土作用。

       在本工况下，土体内部塑性区始终位于基底的土壤回弹区内，没有像工况B那样形成整体滑移带，这也是变形能够*后稳定下来的重要原因。