巖石風化程度對土巖雙元基坑變形的影響

宋娜, 趙紅艷, 李登科, 齊銀萍, 張晉元, 段抗*

(1.山東正元地質資源勘查有限責任公司, 濟南 250061; 2. 山東大學土建與水利學院, 濟南 250061)

隨著經濟社會的飛速發展,建筑物不斷向更高處發展的同時,也向著更深的地下挺進。同時,城市軌道交通地下工程的發展,也使得基坑開挖越來越深,這給基坑支護帶來更大的挑戰。地鐵車站深基坑一般深度能達到20～ 30 m[1-2]。因此在一些土層厚度較小的城市,如濟南、青島、大連、重慶等,地鐵車站深基坑會出現開挖的上半部分為土層,下半部分為巖層的情況,稱之為“土巖雙元基坑”[3-5]。土巖雙元結構在中風化巖以下部位具有很好的邊坡自穩能力和豎向承載能力[6],在這類基坑中有時采用垂直開挖或者一定角度放坡開挖后就可以保持穩定,繼續沿用上部土層支護方式,如采用鉆孔灌注樁時繼續使樁底低于基坑底面,會使結果過于保守,產生浪費,且土層支護施工工藝在巖層中施工難度大,從而增加了施工工期。同時,由于在土巖界面處存在應力集中[7],整體圓弧滑動的破壞模式可能不再適用。為此,找出土巖雙元基坑變形規律,對選用合適的支護類型,采取針對性加固措施具有重要意義。

土巖雙元基坑變形模式同巖石有無結構面、巖石風化程度和土巖厚度等地層條件有關。目前國內外學者針對土巖雙元基坑變形規律已展開了一些研究。劉濤等[8]推導出了巖石基坑沿著不同結構面滑動時的基坑穩定性分析計算公式,提出巖石基坑在設計時要考慮巖體介質的強度、巖體中的結構面等因素;宋享樺[9]提出結構面作為一種巖體結構單元,在巖質基坑中,影響基坑破壞模式的同時還對基坑的穩定性起著控制性作用。劉紅軍等[10]通過將有限元數值模擬結果同現場實測數據對比得出:在上覆土層較薄的巖石地區,圍護結構的變形主要集中在土層部分;伊曉東等[11]運用有限元軟件對一實際工程基坑開挖全過程進行非線性分析,結果表明:二元結構分界處存在支護結構的“急劇”變形。呂凡恩[12]基于實際工程,通過強度折減法研究了土巖組合基坑在下臥為不同風化巖層時,發生破壞最危險滑動面的位置。結果表明:土巖組合基坑發生破壞時,全風化巖的破壞形式同土層類似,基坑完全發生滑移破壞;強風化巖部分發生滑移破壞;中風化巖不發生滑移破壞。

在基坑工程大量涉及土巖雙元結構的濟南地區,有關于深基坑開挖變形特點和破壞模式的研究還不是很透徹。為此,現以濟南萬象城工程項目的典型土巖雙元結構基坑為實例,研究巖石風化程度對深基坑開挖變形規律的影響,探究基坑的變形規律,對指導類似地層中基坑工程設計與施工具有重要的意義,也為后續的理論研究提供有力支撐。

1 工程實例

1.1 工程概況

濟南萬象城工程項目位于濟南市東部新城的核心位置。地處歷下區經十路以北,和平東路以南,姚家東路以東,轉山西路以西,西側毗鄰山東美術館、檔案館、博物館,周邊交通便利,地理位置優越,通過連橋與北側二期工程相連。擬建物主要包括購物中心、2棟超高層寫字樓及配套設施,總建筑面積約46萬m2。基坑形狀大體呈不規則矩形,東西寬約192 m,南北長約267 m。場地地勢起伏略大,總體南高北低。基坑開挖深度15.28～23.40 m,基坑支護總長度約922.31 m。基坑周邊荷載在基坑頂邊線外2.0 m處按30 kPa重車荷載考慮。

1.2 工程地質及水文地質條件

場地主要由第四系人工填土、沖洪積成因的黃土、黏性土及碎石土組成,下伏奧陶系石灰巖、泥灰巖。場地巖溶現象較發育,廣泛分布于整個場地內,表現為溶洞或溶隙,未發現空洞,均充填棕紅色硬塑黏土或碎石土。圖1為現場地層分布圖。

圖1 現場地層分布圖

該區地下水埋深大于35 m,低于基坑開挖深度,因此,在數值模擬分析時暫不考慮地下水的影響。

1.3 基坑支護方案

基坑圍護結構形式復雜,選取基坑北側典型剖面建立數值模型開展計算分析。選取典型剖面的支護方案如圖2所示。基坑開挖深度為20.22 m,支護形式為天然放坡掛網,上部土層放坡角度42.27°(1∶1.1),下部放坡角度84.29°(1∶0.1)。巖質邊坡設置全長黏結型錨桿,與水平面夾角為15°,孔徑70 mm,桿體材料采用HRB400鋼材。注漿材料采用水泥漿,水灰比為0.50,采用壓力式注漿,注漿壓力不小于0.6 MPa。

圖2 基坑北側典型剖面圖

2 有限差分計算模型及參數確定

2.1 有限差分網格

數值模型的建立和計算網格的劃分,均采用Rhino軟件完成。具體步驟為:準備工作,實體建模,畫網格,griddle細化網格,輸出grid文件,導入連續體的快速拉格朗日分析(fast lagrangian analysis of continua,FLAC)軟件中。Briaud等[13]的研究表明基坑開挖影響寬度在開挖深度的3倍左右。本文所建立的數值模型寬度方向上在基坑外取3倍的基坑開挖深度,模型的高度取2倍的基坑開挖深度。運用Rhino軟件在 80 m×40 m×1 m范圍內建立數值分析模型,網格劃分結果如圖3所示,將模型導入FLAC3D中,巖土體用zone單元模擬,總個數為5 235個,節點數為7 951個。

2.2 本構關系和材料特性

2.2.1 巖石和土體

對巖層和土體的力學行為采用摩爾-庫倫本構模型模擬。其中,不同地層巖石和土體材料的內聚力(c)、摩擦角(φ)和密度(ρ)從地勘報告中獲取;摩擦系數μ參考當地工程的經驗取值;彈性模量E的取值對土體取其壓縮模量的4倍;對于巖體,可由巖土鉆孔波速試驗中的剪切波速VS按式(1)～式(3)計算得到[14]。

E=2(1+μ)GS

(1)

(2)

(3)

式中:G0為巖體的小應變剪切模量;GS為剪切模量;γ為剪應變;γ0.5為剪切模量GS/G0=0.5時對應的剪應變,在本模擬中,取GS=0.5G0;ρ為土體的密度,取1 900 kg/m3。

參照本工程的巖土勘察報告及相關文獻,巖土體參數取值如表1所示。

表1 各巖土層參數

2.2.2 錨桿

選用FLAC3D軟件中提供的Cable單元來模擬基坑支護中用到的錨桿。

單位長度上水泥漿的黏結力cg與單位長度上水泥漿剪切剛度kg可由式(4)和式(5)計算而得。

cg=π(D+2t)τpeak

(4)

τpeak=τ1QB

(5)

式中:τ1為圍巖和注漿體較弱者單軸抗壓強度的一半;QB為注漿體和圍巖的黏結質量(QB=1表示完全黏結);τpeak為最大剪切強度峰值。

(6)

式(6)中:G為注漿體剪切剛度;D為錨桿直徑;t為注漿圓環體厚度。

Cable單元的參數取值如表2所示。

表2 錨桿參數

2.2.3 混凝土噴面

模擬方法:對于混凝土噴面的模擬采用線彈性3節點殼單元模擬。本文混凝土強度等級為C20,按經驗關系考慮混凝土剛度折減,彈性模量取為10 GPa,泊松比取為0.2,重度取為 25 kN/m3。

2.2.4 土巖界面

模擬方法:采用Interface界面單元模擬。FLAC3D接觸面采用的是無厚度接觸面單元,接觸面本構模型采用的是庫倫剪切模型。在土巖界面設置“硬”接觸面,即相對于周圍材料接觸面是剛性的,在荷載作用下可以產生滑移和分離的真實接觸面。

參數取值:接觸面的法向剛度kn和剪切剛度ks,取周圍“最硬”相鄰區域的等效剛度的10 倍[15]。

(7)

式中:K為體積模量;G為剪切模量;Δzmin為接觸面法向方向上連接區域上最小尺寸。

2.3 邊界和初始條件

基坑模型的上部為地表,為自由邊界,不施加任何約束;模型底部為固定約束,約束各個方向的位移;4個側向邊界約束其法向上的水平位移。重力加速度設為10 m/s2。因基坑坑邊超載,在基坑頂邊線外2.0 m處施加30 kPa的法向面力。

圖4為基于FLAC3D軟件建立的濟南市某基坑工程北側典型剖面基坑變形分析三維有限差分數值模型。

圖4 計算模型圖

基坑開挖與支護模擬分為以下幾個步驟:①初始地應力平衡,建立初始應力場;②施加基坑周邊地面載荷;③分7層開挖基坑,并布設相應錨桿。具體模擬施工步如表3所示。

表3 施工步驟

3 模擬結果分析

基坑工程中主要關注3種形式的變形:基坑圍護結構的側向水平變形、基坑外地表沉降變形以及基坑內部的坑底土體向上隆起變形。對本工程在開挖結束后坑底為巖層,隆起量很小,因此,本文研究重點關注前兩種變形。

圖5為不同施工階段基坑坑壁水平位移變化曲線。由圖5分析可得如下結果。

圖5 各施工步下坑壁水平位移線

(1)各施工階段下,坑壁在水平方向上變形均朝向坑內,這是由于基坑坑內開挖卸荷引起。

(2)各施工步下,坑壁水平位移沿深度方向在土層中均呈現先增大后減小的趨勢,土層水平位移最大值均出現在深度為2.5 m左右的雜填土中。前6個施工步最大水平位移出現在土層中,施工步7施工完成后,最大水平位移出現在深度12 m的破碎石灰巖中,達到12 mm。

(3)隨著施工步5～7的開挖,坑壁水平位移增加較多,同時呈現出雙峰值特征。其原因主要是此時卸載較多,巖層中存在黏土層,其強度、剛度較完整石灰巖小很多,且巖石破碎嚴重,因此最終坑壁水平位移最大值出現在下部巖層中。

圖6為不同施工階段基坑周邊地表沉降隨與坑壁距離的變化曲線。由圖6分析可得如下結果。

圖6 各施工步下地表沉降曲線

(1)各施工步下地表沉降均呈現“凹槽形”,地表沉降最大值均出現在坑外2.5 m處。不同的是,前6個施工步下基坑邊緣出現一定程度的隆起,施工步7則全表現為沉降,并且施工步7的開挖,使得基坑影響范圍變大,約為一倍的開挖深度(20.22 m)。

(2)前4個施工步的地表沉降曲線形態一致,隨著施工步5到施工步7的開挖,周邊地表沉降增加較多。尤其是施工步7破碎石灰巖的開挖使得地表出現較大沉降增量,最終地表沉降最大值為5.3 mm,約為0.026%H(H為基坑開挖深度),小于設計要求的0.2%H,表明支護結構設計較為合理,能有效控制坑外的地面沉降。在前6個施工步坑邊出現隆起,而施工步7的開挖,使坑邊表現為沉降。主要由于在土巖二元地層中進行基坑開挖時,由于卸載使坑底較硬的巖土體將會產生一定的隆起,同時帶動其周圍地層向上運動,而隨著開挖的進行,基坑側向土體會產生向坑內、向下沉的趨勢,使得坑邊隆起量逐漸變小。開挖到施工步7時,此處石灰巖較破碎,且僅靠混凝土噴面進行支護,使得下部破碎巖層同上部土體形成連通位移面,地表位移因此產生了陡降。中外一些文獻也對地面沉降最大值與開挖深度之間的關系進行了統計分析,如表4所示。

表4 地面沉降最大值統計表

從表4中可以看出地面沉降受到地層情況影響較大,軟土地層的地面沉降值普遍較大,而粉土、砂土地層地面沉降相對較小。對于青島、濟南地區的土巖組合基坑而言,由于下半部分為巖層,所以地面沉降更小。盧途[21]在統計濟南土巖二元放坡土釘墻基坑的地面沉降最大值與基坑開挖深度之間的關系時得出,地面沉降最大值約為0.027%H,平均值為0.019%H。本文巖面深度為5.2 m,小于所有統計案例巖面深度最小值(6 m),但與統計案例中土層大部分為粉質黏土、碎石,巖層大部分為強風化巖、中風化巖相比,本案例中上部有3.4 m雜填土,且在破碎石灰巖中存在黏土夾層,這兩種地層的存在會使地表沉降加大。因此,地面沉降最大值(0.026%H)位于所有統計案例的上限是合理的。

圖7和圖8分別給出了基坑施工完成后錨桿的軸力分布云圖和土-巖界面的相對變形圖。從圖7中可以看出,巖層中的錨桿,其最大軸力位于靠近基坑一側的桿端部位。此處錨桿的最大軸力為61 kN,小于本案例的拉拔極限(128 kN)。

圖7 錨桿軸力云圖

通過觀察圖8中土-巖界面的相對變形,可以發現在距離基坑5 m范圍內,土層和巖層發生了部分的相對滑移變形,最大滑移值為1 mm,而距離基坑較遠的部位,二者結合良好,并未發生相對變形。

分別在土層中、土巖界面上和巖層中設置3個監測點來監測不同地層在各施工步下的水平位移變化規律,模擬結果如圖9所示。

圖9 各施工步下不同監測點的水平位移曲線

由圖9分析可知:監測點1位于土層,在施工步1的開挖下,就已經暴露出來,因此其水平位移在施工步1就出現,并在每次施工步下,都有增加趨勢。監測點2位于土巖交界處,在施工步3的開挖下暴露出來,因此在施工步2至施工步3的模擬過程中,坑壁水平位移出現。監測點3位于巖層中,在施工步5的開挖過程中才暴露出來,因此前4種施工步下,該點均沒有水平位移,施工步7對較破碎石灰巖進行開挖,使得該處水平位移出現劇增。從最終水平位移來看,監測點3(巖層中)>監測點1(土層中)>監測點2(土巖交界處)。

4 不同風化程度下基坑變形對比

在第2節計算模型的基礎上,將地層改為土+破碎巖石、土+完整巖石和土+破碎巖石+完整巖石3種情況,以探究土巖雙元基坑在天然放坡掛網支護條件下臥巖層風化程度不同時的基坑變形情況。

4.1 地層信息

本節建立不同巖石風化程度數值模型的思路為:保持基坑模型的尺寸、支護形式和土層信息不變,改變巖石地層分布情況,依據原地層厚度分布信息定義新地層厚度,如破碎巖石長度是原巖層中前四層地層厚度之和;地層參數信息取自原地勘報告。各計算模型沿深度方向具體地層信息情況如圖10所示。

圖10 不同風化程度影響研究方案中地層信息

4.2 結果分析

以坑壁水平位移和地表沉降作為主要監測變量來討論巖石風化程度對土巖雙元基坑穩定性的影響。圖11為考慮不同巖石風化程度時模擬得到的基坑開挖完成后的位移云圖,其中,當模擬地層為土+破碎巖石,基坑開挖到施工步5時,基坑最大位移達到3.6 m,遠大于預警值,且變形達到相對穩定狀態,因此人為中斷該計算[圖11(b)]。在設計時,應將破碎巖石當作土層考慮,進行基坑安全分析與支護設計。

圖11 不同巖石風化程度下基坑位移云圖

從其他3種地層組合情況的位移云圖可知:①當地層為土+破碎巖石+完整巖石時,基坑變形出現了類似原地層的雙峰規律,即在上部土層和下部巖層都有位移峰值出現;②地層為土+完整巖石條件下的基坑變形規律明顯有別于前面兩個,主要是由于其下部完整巖石的剛度和強度均明顯大于土層,較大位移均出現在土層。

圖12對比了其他3種模型計算得到的基坑開挖完成后坑壁水平位隨基坑深度變化曲線。

圖12 不同地層坑壁水平位移隨基坑深度變化曲線

由圖12分析知,當地層分布為土+完整巖石時,坑壁水平位移明顯小于原模型,土層中坑壁水平位移呈現先增大后減小的趨勢,巖層中坑壁水平位移近似為零,坑壁最大水平位移出現在深度為2.5 m左右的土層中。

當為土+破碎巖石+完整巖石時,坑壁水平位移大于原模型。沿深度方向的變化趨勢是,在土層和巖層中均是先增大后減小,最大水平位移發生在深度為12.5 m左右的破碎石灰巖中。

圖13為不同巖石風化程度下地表沉降變化圖,由圖13可知,3種計算模型中,地表沉降曲線均呈現“凹槽形”,最大地表沉降均出現在基坑外2.5 m處。

圖13 不同信息地表沉降隨與坑壁距離變化曲線

當地層為土+完整巖石時,地表沉降明顯小于原模型,并且在基坑邊緣出現一定程度的隆起。當為土+破碎巖石+完整巖石時,地表沉降同原模型類似。

5 連續-離散耦合

為了進一步研究邊坡滑移面上巖土體破壞的微觀機理,現將第4節中出現失穩破壞的土+破碎巖石地層使用連續-離散耦合方法進行模擬分析。具體思路為:根據圖11(b)中邊坡失穩滑移面的位置,確定一尺寸為2 m×2 m×6 m的立方體區域,該區域用顆粒流程序(particle flow code, PFC)模擬,其余部分用FLAC模擬。在保證計算成本的同時,PFC的局部使用可以對微觀破壞機理進行分析[22-24]。圖14是建立的耦合模型,該耦合模型包括9 474個顆粒,12 234個實體單元。顆粒與顆粒之間的接觸采用平行黏結(parallel bond, PB)接觸模型,該模型能較好地模擬巖土體微觀破壞。

基于地勘報告結果,通過單軸壓縮和常規三軸壓縮數值試驗對PB接觸模型的參數進行標定,最終獲得與破碎巖石的宏觀力學性質相匹配的微觀參數,微觀參數取值如表5所示。

表5 平行粘結模型的微觀力學參數

5.1 耦合模型的地應力平衡

在重力作用下,分別對FLAC模型、耦合模型兩種模型相同位置的豎向位移進行監測,監測點分別為ID15 936和ID10 260(圖15),兩點的豎向位移變化如圖15所示。圖16為兩種模型在重力作用下豎向應力云圖,可以看出耦合模型在重力下豎向位移和應力都較好地與FLAC模型的結果吻合,驗證了耦合模型和微觀接觸參數取值的合理性。下面基于建立的耦合模型開展土巖基坑邊坡的開挖支護模擬研究。

圖16 FLAC模型與耦合模型初始應力比較

5.2 耦合結果分析

采用平行黏結模型模擬破碎巖石,破壞后用線性接觸模型模擬,通過追蹤耦合模型中線性接觸模型的時空演化,分析破碎巖石失穩破壞的過程,揭示邊坡失穩破壞的微觀機理。由第4節知,土+破碎巖石基坑在開挖第6步后出現變形過大,基坑失穩的情況。圖17給出了不同計算階段顆粒間接觸模型變化過程。

由圖17可以看出,在循環1 000步時,已經出現少數接觸破壞,說明破碎巖石內部的破壞是同土層同步發育的,當循環至10 000步時,線性接觸模型明顯增多,表明破碎巖石的內部破壞加劇,在循環30 000步時滑移面已基本形成,相同的時步間隔內出現了更多地平行粘接模型接觸破壞,微觀破壞急劇增長,同時觀察到FLAC模型中的變形快速增加。

圖18是耦合模型開挖完第6步,循環40 000步、50 000步的位移云圖,由于耦合模型開啟大變形模型,網格變形明顯大于FLAC模型。且觀察到破碎巖石與土層是整體滑移破壞的,將其當作土層進行支護設計是合理的。

圖18 不同循環步下位移云圖

耦合模型循環到50 000步時的最大位移達到圖11(b)所示的FLAC模型的最大位移,調出該循環步下位移矢量、接觸力鏈圖如圖19所示,PFC上方處于滑移區的顆粒位移明顯大于下方穩定區,對應的接觸力也呈現左上方滑移區力鏈疏松,穩定區力鏈緊密的形式。

圖19 50 000循環步下耦合區域位移矢量、接觸力鏈圖

6 結論

為研究巖石風化程度對土巖雙元基坑變形的影響,對濟南市某基坑工程的典型土巖雙元基坑剖面建立數值模型開展計算分析,并通過改變土巖界面以下地層的分布來建立不同巖石風化程度的數值模型開展對比研究,最后對出現失穩破壞的土+破碎巖石基坑進行連續-離散耦合模擬,可以得出如下結論。

(1)對原地層信息而言,坑壁水平位移在土層和巖層中均呈現先增大后減小的趨勢,由于巖層中存在黏土層,其強度、剛度較完整石灰巖小很多,且巖石破碎嚴重,因此最終坑壁水平位移最大值出現在下部巖層中。

(2)天然放坡掛網基坑變形模式與巖石的風化程度有著直接的關系。若巖層完整,則最大水平位移出現在土層中,巖層中水平位移很小。若巖層為破碎狀,或存在軟弱夾層,坑壁水平位移沿深度方向呈現雙峰現象,視具體地勘參數的大小,最大水平位移有可能出現在巖層中。

(3)基坑開挖過程中,破碎巖石內部的破壞是同土層同步發育的,并最終與上部土層呈整體滑移破壞。將破碎巖石視作土層,對基坑進行支護設計是合理的。