承壓水基坑突涌機制離心模型試驗與數值模擬

李鏡培，張 飛，梁發云，宋 著

（1.同濟大學 土木工程學院，上海 200092；2.同濟大學 巖土及地下工程教育部重點試驗室，上海 200092）

在承壓水壓力的作用下，深基坑容易發生突涌、管涌或流土破壞，造成破壞性事故.目前，深基坑抗突涌穩定性的判斷與計算，常采用壓力平衡法［1］，通過降低承壓水位或坑底加固等措施提高基坑抗突涌穩定性.另外，也有將坑底的相對不透水層視為受均布荷載的彈性梁、板［2－3］以及帶預應力連續梁、板［4］分析，考慮了土體強度和土體與結構相互作用的影響，但是未考慮坑內土體性質和不同突涌模式的影響.一些學者采取模型試驗的手段分析基坑突涌模式與破壞機制.Terzaghi［5］通過模型試驗指出坑底滲透破壞的危險區域集中在圍護墻附近，并建立了土層矩形棱柱體的力學平衡關系.McNamee［6］認為基坑突涌破壞模式分兩種，即圍護樁附近坑底土表面管涌砂沸和隔水層土體整體頂升破壞.孫玉永等［7］采用L－30型土工離心機模擬基坑的突涌破壞模式，揭示了基坑3種突涌破壞模式，即隔水層土體與地下結構接觸面水力劈裂、接觸面或附近土體剪切破壞以及隔水層土體復合拉剪和剪切破壞.

基坑突涌模式與坑底土層性質相關，Marsland［8］通過大量模型試驗揭示了砂土地基中的滲透破壞現象，并將破壞機制分為樁底附近的楔形體頂升破壞和坑底土體表面的砂沸破壞.牛富?。?］、胡展飛等［10］利用自行設計的試驗裝置分析了淤泥質粘土基坑的突涌機制，突涌現象為坑底中心先出現“砂眼”，隨之在大范圍產生“砂沸”，并認為突涌機制是隔水層表面在下部承壓水作用下先達到拉伸破壞［9］.Wudtke［11］等總結試驗現象提出，低黏性的土體發生類似液化的淺蝕破壞，而高黏性的土體中將發生帶有剪切面的楔體破壞或隔水層整體頂升破壞.

模型試驗可以直觀地觀察坑底突涌形式，但不能反映土體的應力應變狀態，不能從力學與土體變形的角度分析承壓水的突涌破壞機制.基于此，本文結合緊鄰地鐵樞紐深大基坑工程，設計基坑突涌離心模型試驗，建立真實的基坑坑底承壓水應力作用狀態，分析不同承壓水位條件下坑底土體變形與突涌機制，在離心模型試驗基礎上，采用巖土有限元程序PLAXIS建立基坑突涌數值模型，分析各級水位作用下坑底土體的應力應變狀態，研究坑底土體的突涌機制，驗證離心模型試驗與有限元數值模型的適用性.

1 試驗工程概況

“世紀大都會”2－3地塊項目位于上海浦東陸家嘴金融貿易區，緊靠世紀大道、張楊路和福山路，呈三角形分布，工程占地面積約38000m2，擬建建筑地下2～4層，基坑大部區域開挖深度為22.80m.緊鄰基坑南側為地鐵2號、4號、6號和9號線交匯的世紀大道站，運營中的軌道交通6號線矩形區間隧道橫穿場地中部，將工程分割成兩個面積約1.33萬m2和1.72萬m2的三角形基坑.基坑開挖與地鐵交通樞紐的位置關系如圖1所示.

基坑場地淺部第①層為雜填土，第②層為褐黃～灰黃色粉質粘土，第③，④，⑤層分別為粉土、淤泥質粘土和粉質粘土，土質軟弱并具有流變性，基坑開挖容易產生較大圍護墻位移變形和基底土隆起回彈，第⑦層屬上海地區典型的承壓含水層，頂面埋深約為地面下27.40m，并且與下部的含水層連通形成厚度大于90.00m的復合承壓含水層組.勘察期間測得承壓水位為－8.90～－10.75m.承壓含水層上覆的第⑥層粉質粘土厚度4.00～6.00m，土層黏性大、滲透性小，為本基坑的承壓水隔水層.

圖1 超深基坑與緊鄰地鐵的位置關系Fig.1 Relationship between the location of deep excavation and adjacent metro lines

經壓力平衡法初步計算，基坑底土層重力不足以抵抗承壓含水層的水壓力，開挖到坑底－22.80m時，需將承壓水位降低到－19.50m，以保證基坑抗突涌穩定性.然而，大面積、大幅度的降水將引起軟弱土層較大的固結沉降，對緊鄰基坑的地鐵交通樞紐產生不利影響.

2 承壓水基坑突涌離心模型試驗

試驗在同濟大學TLJ－150復合型巖土離心機上完成，該離心機容量為150g·t，最大加速度可達200g；有效旋轉半徑為3.0m，模型箱有效尺寸為0.9m×0.7m×0.7m（長×寬×高），模擬基坑開挖到坑底標高－22.8m時，施加不同承壓水位，分析坑底土層形態與突涌破壞機制.

2.1 試驗對象與模型制備

基坑圍護結構為內撐式地下連續墻，墻深50.0 m，基坑開挖深度為22.8m時，沿深度方向設5道鋼筋混凝土支撐.三角形基坑邊長為140.0～180.0 m，因離心機工作條件和模型箱尺寸的限制，試驗模型率取100，并將基坑尺寸作適當簡化，截取長55.0 m寬20.0m的矩形基坑分析坑底土體的抗突涌穩定性.模型基坑圍護連續墻采用鋁板制作，按抗彎剛度相等的原則［12］計算的鋁板厚度為7.0mm，鋼筋混凝土支撐按抗壓剛度相似的原則［12］采用直徑5 mm、壁厚1mm的鋁棒模擬.試驗土層根據性質和厚度對其進行了適當的簡化，選取代表性的土層以使其與現場地質水力條件相似，模型中各土層分布與基坑開挖的關系如圖2所示.

圖2 離心試驗模型尺寸圖（單位：mm）Fig.2 Geometrical model of centrifugal test（unit：mm）

圖2中，試驗土層分別為取自現場的第④層淤泥質粘土、第⑥層粉質粘土和第⑦層粉砂夾砂質粉土，經粉碎過篩重塑并在離心模型中分層固結，土層厚度分別為180，90和300mm，為方便填土階段土層固結，在模型箱底面鋪設20mm的黃砂作為固結排水通道.在模型箱填土過程中，配制土體含水率與現場土層一致，試驗過程中控制含水率、重度等指標，并取土樣做直剪試驗控制土體強度，使其與現場土層的性質接近.固結后的土體強度參數分別為：淤泥質粘土粘聚力c＝14.5kN·m－2，內摩擦角φ＝13.4°，粉質粘土c＝20.89kN·m－2，φ＝23.08°，粉砂夾砂質粉土c＝0.96kN·m－2，φ＝38.57°，與現場土體試驗參數基本相近.

試驗中，在圍護墻的一側設置水位箱施加水位，地下水通過連續墻底端第⑦層含水層連通到模型箱的其他部位，并且，在水箱有機玻璃面的內側固定直尺讀取水位值的大小.

2.2 試驗過程

基坑土體開挖采用目前最為常見的停機開挖方式進行模擬，試驗先按照基坑開挖的工況依次開挖支護，開挖到坑底標高－22.8m后，在水箱內施加水位模擬基坑在不同承壓水位下的突涌穩定性.由壓力平衡法計算的抗突涌穩定水位為－19.5m，試驗設計水位控制在這個標高附近，并逐漸升高承壓水位觀察坑底土層的反應.

試驗水位施加步驟為：先將水位施加到－22.5m并靜置到水位穩定，然后加速離心機到100g并穩定3 min，停機測量基坑坑底變形，并補充機器旋轉過程中消失的水位，依次類推，將承壓水位分別控制在－21.0，－19.5，－18.5和－17.5m.當施加水位為－17.5m，加速度到達80g時，坑底發生突涌破壞.

2.3 試驗結果

試驗過程中，在基坑底面標高處的模型箱玻璃面畫出3條豎向間距為20mm的水平直線，各開挖步運行停機后觀測土體位移，根據直線與土體的相對位置變化，用直尺測量讀取土體變形值.各級水位下觀測的坑底突涌形態為：①在水位為－22.5m和－21.0m時，隔水層土體表現為較均勻的隆起，且基坑中間部位的隆起量大，靠圍護墻的兩側隆起量??；②當水位達到－19.5m和－18.5m時，隔水層內部靠玻璃面附近出現傾斜狀的裂紋，基坑并未發生突涌破壞，說明承壓水壓力與上覆黏性土重力相等時，土層仍有抗突涌穩定性；③承壓水水位繼續增加到－17.5m時，持續加速離心機，水位壓力的上升促使基坑發生突涌破壞，承壓含水層內的地下水涌入基坑，水箱內的水位顯著下降.

將坑內的積水抽干后，采集的坑底突涌堆積破壞體如圖3所示.可以發現其呈現典型的突涌狀“丘”形體.

圖3 坑底突涌破壞體Fig.3 Failure body at the excavation bottom

3 承壓水基坑突涌的數值模擬

3.1 建模與材料參數

利用巖土有限元PLAXIS程序建立平面應變模型，分析本試驗基坑突涌穩定性，研究試驗承壓水位條件下坑底土體的應力應變狀態.模型在左右邊界約束水平位移，底部同時約束水平和垂直位移，土體采用高精度的15節點三角形單元來模擬，本構模型為土體硬化模型，使用塑性理論，考慮土體剪脹性，并引入一個屈服帽蓋來反映塑性體積應變.該模型的特點為采用特定參考壓力下的土體模量來反映剛度對應力狀態的依賴性，可以較好地模擬坑底土體在開挖受力下的應力應變狀態.數值計算參數如表1所示.

地下連續墻采用梁單元，抗拉剛度EA＝3.0×l07kN·m－1，抗彎剛度EI＝2.6×106kN·m2·m－1，支撐采用桿單元，剛度E＝3.24×106kN，圍護墻與土體界面的強度折減因子為Rinter＝0.7.生成的模型網格如圖4所示，模型的左上角坐標為（0，0）.

表1 數值模擬土體計算參數Tab.1 Soil parameters of numerical simulation

圖4 基坑模型有限元網格Fig.4 Finite element mesh of excavation model

3.2 承壓水突涌模擬方案

數值計算基坑開挖、支護步驟按實際工程和離心模型試驗的開挖支撐工序進行模擬.基坑土層的潛水位在地面下1.0m處，計算中，將水位改變到相應的開挖面標高，模擬潛水位土體的疏干.第⑦層承壓水的初始水位在－10.0m處，開挖到地面以下17.0m時改變水壓分布，模擬承壓水位降低.根據離心模型試驗的工況，開挖到坑底－22.8m時，施加承壓水位分為－22.5，－21.0，－19.5，－18.5和－17.5m，以此分析坑底土體的隆起變形反應.

3.3 數值模擬的結果分析

當開挖到基坑底面且承壓水位較低時，坑底土體在壓力水頭作用下隆起回彈，但不發生突涌破壞；當承壓水位高于－17.5m時，數值計算緩慢，坑底產生無限增長的塑性變形，計算工序未達到最大加載步數而土體先達到破壞荷載，計算自動停止，隔水層與承壓含水層界面處土體脫離，基坑底土體類似頂升突涌破壞.

3.3.1 坑底土體的非破壞狀態

當承壓水位較低，開挖到基坑底面時坑底土體的剪切應變分布如圖5所示.

從圖5中可以看出，在基坑圍護墻的內側附近，土體剪切應變較大，最大值達到0.62%，此處土體呈現剪切破壞機制.在坑底土體標高－22.8～－27.0 m的豎向分布上，離坑底表層越近，剪切應變越大，表明坑底表層土體的剪切變形最大，此處是突涌剪切破壞的最危險位置.

圖5 坑底土體剪切應變機制Fig.5 Mechanism of soil shear strain in aquiclude

開挖到坑底隔水層標高為－23.0m的平面上時，各級承壓水位工況的土體剪切應變如圖6所示.

圖6 不同水位下坑底土體剪切應變Fig.6 Soil shear strain at different confined water levels

從圖6中可以看出，當坑底承壓水位提高時，土體剪切應變從0.54%變化到1.02%，水頭壓力對坑底隔水層的剪切作用非常明顯.在同一級水壓力下，基坑圍護墻附近的土體剪切應變較大，而基坑中間部位土體剪切應變較小.由于剪切應變在基坑中央坐標處符號改變，圖6中表示的應變量大小在基坑的兩側基本相等.

在承壓水壓力作用下，開挖到坑底時土體的體積應變分布狀態如圖7所示.

圖7 坑底土體體積應變機制Fig.7 Mechanism of soil volumetric strain in aquiclude

從圖7中可以看出，坑底隔水層內部在水頭壓力作用下產生較均勻的體積應變，隔水層與含水層界面處體積應變較大，土體產生一定的變形.同一級水頭壓力下，隔水層內的土體體積應變為剪切應變的20%左右，小于圖6所示的剪切應變，即在隔水層內，控制突涌破壞的應變機制為土體剪切變形.隔水層與承壓含水層的界面處，土體體積應變較大，體積應變達到0.7%，表明坑底隔水層受到承壓水的頂托力作用，發生較大的向上隆起變形.

3.3.2 坑底土體的破壞狀態

數值模擬施加承壓水位高于－17.5m，且計算開挖到第4層土體（深度17.0m）時，坑底向上的位移達到50mm，隔水層與承壓含水層界面產生有效應力為零的區域，此時，坑底土體內的剪切應變與體積應變如圖8所示.

從圖8中可以看出，坑底土體的剪切應變在圍護墻角附近最大，并逐漸向下部的土層擴展，延伸到較大的區域.同時，隔水層與承壓含水層界面處也有剪切應變的擴展，大于承壓水位較低時的土體體積應變，表明在較高的水頭壓力作用下，坑底土體的剪切應變和體積應變均有增大的趨勢.

當開挖第5層土體（深度20.0m）時，PLAXIS分步施工控制參數和前述承壓水位較低時的設置相同，但是此時數值計算緩慢，坑底產生無限增長的塑性變形，計算工序未達到最大加載步數而土體先達到破壞荷載，計算自動停止，記錄信息框顯示“未達到指定的終極狀態，土體破壞”，此時隔水層與承壓含水層界面處土體脫離，有效應力為零的區域貫通整個基坑坑底，認為坑底發生突涌破壞.坑底土體剪切應變與體積應變分布形狀相似，如圖9a所示，有效應力分布如圖9b所示.

從圖9a可以看出，第5層土體的開挖過程中，隔水層與承壓含水層界面處裂縫持續發展，并貫通整個基坑底面，隔水層土體與其下部的承壓含水層脫離，即發生整體頂升破壞.圖9b為土體有效應力分布，符號“＋”的長軸表示有效應力主方向，短軸表示有效應力大小.從圖中可以看，隔水層第⑥層粉質粘土的下方，形成厚度約5.0m的有效應力為零的區域并貫穿整個基坑寬度方向，表明承壓水壓力使土顆粒呈現懸浮狀態，基坑發生突涌破壞.

4 結論

（1）當承壓含水層水頭壓力與上覆隔水層土體自重力平衡時，坑底并未立即產生突涌破壞，表明基坑土體的抗突涌條件應計入黏性土體強度與土體結構相互作用的影響.

（2）承壓水作用下坑底土體變形模式為基坑中間位置處隆起變形大而圍護墻周圍變形小，隨著承壓水位的升高或基坑開挖深度的增加，土體變形的曲率變大，數值計算較好地模擬了離心模型試驗的結果.

（3）基于離心模型的數值計算表明，基坑底隔水層內部的土體剪切應變大于體積應變，呈剪切破壞機制，而隔水層與承壓含水層的界面處體積應變較大，產生水壓楔裂作用并逐漸形成有效應力為零的區域，黏性土體隔水層在剪切機制與楔裂機制的共同作用下，發生整體頂升破壞.

（4）離心模型試驗可以直觀地反應基坑突涌破壞狀態，數值模擬可以較好地分析坑底土體的受力狀態與應變機制，兩者所得的土體受力狀態和隆起變形吻合較好.

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