李雄威, 郭嚴偉, 何 亮, 黃開林, 秦 羽
(1 常州工程職業(yè)技術(shù)學(xué)院,常州 213164;2 常州大學(xué)環(huán)境與安全工程學(xué)院,常州 213164;3 常州工學(xué)院土木建筑工程學(xué)院,常州 213002)
近年來,隨著我國社會城市化迅速發(fā)展,大型基礎(chǔ)設(shè)施大量興建,地下工程日益增多[1-3]。由于承壓水的作用,在江蘇省南部富水地層中開挖深基坑極易誘發(fā)突涌破壞[4-5],造成基坑工程的破壞性事故,輕者造成周圍管線和道路開裂,重者可能造成基坑的坍塌。承壓水條件下基坑工程的突涌穩(wěn)定性問題已成為工程界和學(xué)術(shù)界的研究重點[6-7]。利用數(shù)值模擬手段結(jié)合現(xiàn)場監(jiān)測能夠較準確地分析承壓水影響下基坑抗突涌穩(wěn)定性[8-12]。張飛等[13]利用有限元數(shù)值模擬,分析不同開挖深度下的基坑突涌破壞機制和穩(wěn)定性,得到了其相應(yīng)的基坑變形性狀,與已有分析方法的對比結(jié)果表明:數(shù)值分析方法可以分析坑底土體的突涌漸進發(fā)展過程,較好地反映內(nèi)撐式基坑抗突涌穩(wěn)定性與周圍環(huán)境變形影響,計算結(jié)果更加符合工程實際。Marsland等[14]通過試驗揭示了砂土地基中土體滲透破壞現(xiàn)象,表明砂土密實度、圍護結(jié)構(gòu)插入深度、基坑開挖深度等是影響臨界水頭破壞的主要因素,并將地基土體破壞模式分為砂沸、整體頂升破壞和楔形體頂升破壞。胡展飛等[15]認為基坑突涌特征為克服隔水層土體的自重和剪切強度,沿著坑底隔水層土體某鉛直面從下往上的滑動破壞,提出了考慮土體內(nèi)摩擦力和黏聚力的基坑抗突涌穩(wěn)定性判定公式。楊建民等[16]認為驗算承壓水影響下的基坑抗突涌穩(wěn)定性時,應(yīng)充分考慮上覆土體底部接觸面黏聚力和四周抗剪強度的影響,這種影響在某些特定地質(zhì)條件下可同時起到安全和經(jīng)濟的作用。
本文依托常州地鐵2號線青楓公園站深基坑工程,開展承壓水影響下基坑開挖的有限元數(shù)值模擬,將基坑周圍環(huán)境變形計算結(jié)果和實測數(shù)據(jù)進行對比分析,驗證數(shù)值計算的準確性。在此基礎(chǔ)上,通過數(shù)值計算得出基坑抗突涌穩(wěn)定隔水層臨界厚度值,結(jié)合理論判定法得到合理的隔水層臨界厚度值。
本文以常州市地鐵2號線青楓公園站深基坑工程為研究背景。基坑開挖深度影響范圍內(nèi)的土層自上而下分布見圖1。根據(jù)地質(zhì)勘察報告可知常州區(qū)域承壓水埋藏較淺、水量較大,與長江水、運河水呈補、逕、排關(guān)系,從地鐵沿線勘察報告中可知地鐵車站深基坑涉及到的第Ⅰ-1層承壓水主要埋藏于⑤1、⑤2和⑤3層中,第Ⅰ-2層承壓水主要埋藏于⑧1層中,其主要補給源為運河水和長江水的側(cè)向補給,排泄途徑為對地表水的側(cè)向補給、人工開采和對其他含水層的越流補給,水量較豐富。第Ⅰ-2層承壓含水層平均厚度接近10m,層底平均埋深接近36m,承壓水的水頭高度可達到20m以上,該承壓水對地鐵車站深基坑的變形和穩(wěn)定性影響較大。該基坑工程選用圍護墻結(jié)合內(nèi)支撐支護結(jié)構(gòu)方案,設(shè)置3道支撐,其中第1道支撐為混凝土支撐,第2、3道支撐為鋼支撐,基坑開挖深度為17m、寬22m,圍護墻厚0.8m、深31.8m,基坑剖面示意圖如圖2所示。
圖1 工程地質(zhì)剖面圖/m
車站基坑監(jiān)測等級為一級。監(jiān)測項目和監(jiān)測點的布置參考《建筑基坑工程監(jiān)測技術(shù)規(guī)范》(GB 50497—2019)[17](簡稱基坑監(jiān)測規(guī)范)、《城市軌道交通工程監(jiān)測技術(shù)規(guī)范》(GB 50911—2013)[18]。常州市地鐵2號線青楓公園站監(jiān)測項目見表1。
表1 青楓公園站監(jiān)測項目
施工現(xiàn)場的地面沉降監(jiān)測點按遠離基坑的方向布設(shè)、測點水平間距依次為2、5、5、10、10、15m,地面沉降監(jiān)測點布置如圖3所示。圍護墻墻頂水平位移監(jiān)測點設(shè)于地連墻頂冠梁上,觀測地連墻頂水平位移,以判斷圍護結(jié)構(gòu)的穩(wěn)定性,每個監(jiān)測點布設(shè)在地連墻的墻頂位置,共布置26根測斜管(CX1~CX26),如圖4所示,其中計算剖面對應(yīng)的測斜管監(jiān)測點為CX7、CX19。圍護墻深層水平位移監(jiān)測點設(shè)于地連墻內(nèi),每間隔0.5m在墻體布設(shè)一個監(jiān)測點,沿垂直方向布設(shè)。
圖3 地面沉降監(jiān)測點布置圖
圖4 地連墻墻頂位移監(jiān)測點布置圖
根據(jù)場地地質(zhì)勘察報告和室內(nèi)土工試驗(包括三軸固結(jié)排水加卸載試驗、三軸固結(jié)排水剪切試驗、共振柱試驗、標(biāo)準固結(jié)試驗)獲得各土層的莫爾庫倫和土體小應(yīng)變(HSS)本構(gòu)模型參數(shù),如表2所示。其中HSS模型的其他參數(shù)為Plaxis軟件設(shè)定的默認值。
表2 莫爾庫倫和HSS模型參數(shù)
有限元模型中地連墻采用板單元模擬,抗彎剛度EI=1.4×106kN·m2,軸向剛度EA=2.6×107kN。內(nèi)支撐采用點對點錨桿單元模擬,第1道混凝土支撐軸向剛度EA=2×107kN,第2道鋼支撐軸向剛度EA=8×106kN,第3道鋼支撐軸向剛度EA=2×106kN。有限元模型網(wǎng)格如圖5所示。
根據(jù)實際基坑的分步開挖施工工況進行數(shù)值模擬,計算得到的基坑左側(cè)土體和地連墻水平變形圖、土體豎向變形圖分別如圖6、7所示。由圖6、7可知:
圖6 基坑左側(cè)土體和地連墻水平位移云圖
圖7 基坑土體豎向位移云圖
(1)土體水平位移最大值約為39.0mm,地連墻水平位移最大值約為37.7mm,均出現(xiàn)在基坑底附近。
(2)土體最大沉降值約為26.5mm,出現(xiàn)在距基坑8m附近;土體最大隆起值約為55.0mm,位于基坑中間位置。
基坑開挖結(jié)束后,將墻體水平位移計算值、地表豎向位移計算值與實測數(shù)據(jù)比較,結(jié)果分別如圖8、9所示。由圖可知:
圖8 地連墻水平位移計算值與實測值對比圖
圖9 地表豎向位移計算值與實測值對比圖
(1)數(shù)值模擬得到的地連墻水平位移值、地表豎向位移值與現(xiàn)場實測數(shù)據(jù)的吻合度較好,兩者的差值在合理的范圍內(nèi),表明基于HSS模型的數(shù)值模擬結(jié)果和現(xiàn)場實測數(shù)據(jù)在規(guī)律性上較為一致。
(2)基于HSS模型的有限元數(shù)值模擬能夠預(yù)測出基坑開挖變形規(guī)律。但需要指出的是:可能由于試驗獲得的HSS參數(shù)偏小(坑底以下土層比實際偏“軟”),導(dǎo)致與現(xiàn)場實測數(shù)據(jù)相比,數(shù)值模擬得到的地連墻水平位移最大值位于基坑底部偏下位置。
為研究承壓水影響下的基坑穩(wěn)定性及其周邊土體變形情況,確定最終開挖深度he=14、15、16、17、18、19m的基坑開挖模型,分析隨基坑開挖深度的逐漸增加,基坑往突涌狀態(tài)發(fā)展的規(guī)律。結(jié)果表明:當(dāng)基坑開挖深度大于19m時(隔水層土體臨界厚度為8m),基坑發(fā)生突涌破壞。此時的數(shù)值計算結(jié)果不收斂,基坑底部土體隆起值過大,隔水層表面土體在承壓水突涌作用下產(chǎn)生的拉應(yīng)力超過了土體抗拉強度,從而坑底土體發(fā)生了拉裂破壞?;娱_挖深度為19m時,地連墻水平位移圖、基坑周圍土體豎向位移圖如圖10、11所示。由圖10、11可知:
圖10 地連墻水平位移圖(放大20.0倍)
圖11 基坑周圍土體豎向位移圖
(1)受下部承壓水的頂升作用,地連墻上部變形較小,下部變形較大,墻體最大水平位移為374mm,位于墻底部附近;坑底最大隆起值為615mm,位于基坑的中部;地表沉降最大值為238mm,位于距離基坑邊緣9m附近。基坑圍護結(jié)構(gòu)和周邊土體的變形過大,基坑有坍塌的可能性。
(2)基坑即將突涌時,基坑圍護結(jié)構(gòu)和周邊土體雖未發(fā)生破壞,但變形較大,已遠超過基坑監(jiān)測規(guī)范規(guī)定的理論計算值。且基坑越接近于突涌,地連墻的最大水平位移位置越靠近于地連墻底部。
對比基坑突涌前后土體的剪切應(yīng)變圖,如圖12所示。由圖可知:與沒有承壓水情況相比,基坑抗突涌失穩(wěn)(此時承壓水水頭為23m,隔水層臨界厚度為8m)的數(shù)值模擬結(jié)果表明:開挖最后一層土體過程中,隔水層厚度較小,不足以抵抗下方承壓水的頂升作用,導(dǎo)致隔水層和承壓含水層界面產(chǎn)生持續(xù)發(fā)展的裂縫,并在整個基坑底面貫通發(fā)展,使兩層土之間脫離,隔水層土體呈現(xiàn)懸浮和隆起狀態(tài),即基坑發(fā)生突涌失穩(wěn)[19-20]。
圖12 基坑突涌前后土體的剪切應(yīng)變云圖
以不降水條件下的深基坑工程為例,計算參數(shù)如下:承壓水的層頂埋深為27m,因此基坑開挖深度與隔水層臨界厚度Hcr之和為27m。基坑寬度L=22m,均質(zhì)連續(xù)體計算斷面寬度B=100m,承壓水水頭差Hw=23m;基坑坑底隔水層為黏土,其飽和重度γ=20.3kN/m3,黏聚力c=29.7kPa,內(nèi)摩擦角φ=18.9°,靜止土壓力系數(shù)K0=0.68;突涌穩(wěn)定安全系數(shù)k=1.1。數(shù)值模擬方法和其他常見的隔水層臨界厚度判別方法對比如表3所示。由表3可得出:
表3 隔水層臨界厚度判別方法
(1)壓力平衡判別法過于保守,計算得到的隔水層臨界厚度也最大。而由于數(shù)值模擬方法的判別標(biāo)準為土體和圍護結(jié)構(gòu)強度不發(fā)生破壞,判別標(biāo)準是根據(jù)強度判別而不是根據(jù)變形判別,因此計算得到的隔水層臨界厚度最小。基于強度破壞導(dǎo)致的計算不收斂的數(shù)值模擬方法忽視了變形過大導(dǎo)致的工程風(fēng)險,不夠合理。
(2)相比壓力平衡判別法,均質(zhì)連續(xù)體分析法考慮了土體的抗剪強度,隔水層拉裂破壞時考慮了土體的抗拉強度,這兩種方法計算得到隔水層臨界厚度較為接近。說明在承壓水影響下,土體內(nèi)部發(fā)生頂升剪切破壞的同時,隔水層表面土體也發(fā)生了拉裂破壞。
數(shù)值計算得到的基坑失穩(wěn)隔水層臨界厚度值較小,此時基坑周圍環(huán)境變形值遠超過基坑監(jiān)測規(guī)范中規(guī)定的基坑變形理論計算值,由此可知,以強度破壞判定承壓水基坑失穩(wěn)的數(shù)值計算結(jié)果,工程風(fēng)險較大,應(yīng)考慮變形控制的基坑失穩(wěn)數(shù)值模擬判別標(biāo)準。不同隔水層厚度的數(shù)值模擬結(jié)果與理論計算見表4。由表可知,只有當(dāng)隔水層厚度不小于8m時的數(shù)值模擬結(jié)果是收斂的,但數(shù)值模擬結(jié)果收斂只能說明土體和基坑圍護結(jié)構(gòu)強度沒有發(fā)生破壞,并不代表基坑沒有發(fā)生突涌失穩(wěn)。因為地連墻最大水平位移374mm、坑底最大隆起值615mm、地表沉降最大值238mm等變形數(shù)值均過大,且遠超過基坑監(jiān)測規(guī)范中規(guī)定的一級建筑基坑及支護結(jié)構(gòu)的理論計算值,基坑已經(jīng)發(fā)生突涌的可能性較高。因此,以強度破壞導(dǎo)致數(shù)值模擬結(jié)果是否收斂為基坑突涌失穩(wěn)的判別標(biāo)準,隔水層臨界厚度取8m是不合理的,工程風(fēng)險較大。
表4 不同隔水層厚度的數(shù)值模擬結(jié)果與理論計算值
綜合上述,應(yīng)建立基于變形控制的基坑抗突涌失穩(wěn)數(shù)值模擬判別標(biāo)準。由于青楓公園站周邊環(huán)境復(fù)雜,車流和人流量較大,且鄰近道路和建筑物,周邊管線密布。為了安全起見,建議隔水層臨界厚度取11.5m,此時,數(shù)值模擬結(jié)果獲得的地連墻水平位移、地表沉降和坑底隆起僅為基坑監(jiān)測規(guī)范建議值的110%、80%和190%,數(shù)值在合理的范圍內(nèi),基坑變形量在工程上是可控的。
(1)傳統(tǒng)的基坑抗突涌壓力平衡判別法計算得到的隔水層臨界厚度值偏大,數(shù)值模擬計算得到的隔水層臨界厚度偏小,此時,基坑圍護結(jié)構(gòu)和周邊土體雖未發(fā)生破壞,但變形遠超過基坑監(jiān)測規(guī)范中基坑及支護結(jié)構(gòu)理論計算值。因此,考慮變形控制的基坑抗突涌數(shù)值模型更合理。
(2)基坑抗突涌判別定量解析法中,均質(zhì)連續(xù)體分析法考慮了土體的抗剪強度,隔水層拉裂破壞判據(jù)考慮了土體的抗拉強度,這兩種方法計算得到的隔水層臨界厚度吻合度較高。同時表明了基坑抗突涌時,土體內(nèi)部發(fā)生了頂升剪切破壞且隔水層表面土體也出現(xiàn)了拉裂破壞。
(3)結(jié)合數(shù)值模擬結(jié)果和基坑監(jiān)測規(guī)范的基坑變形理論計算值,確定隔水層臨界厚度值取11.5m。該方法獲得的隔水層臨界厚度值,與均質(zhì)連續(xù)體分析法和隔水層拉裂破壞判據(jù)計算結(jié)果較吻合,進一步表明考慮變形控制的基坑抗突涌數(shù)值模型是可行的。