富水砂性地層中地墻滲漏誘發地層塌陷災害的細觀機制探討

晁 慧, 譚 勇, 劉天任

(同濟大學地下建筑與工程系, 上海 200092)

0 引言

伴隨著我國城市化進程的不斷推進,城市人口眾多、綠地面積不足、交通擁堵等問題亟待解決,開發地下空間作為解決“大城市病”的關鍵舉措,在近年來得到迅速發展[1-2]。由于基坑工程是地下空間開發的前提條件[3],其安全施作受到人們的廣泛關注[4-5]。其中,由地下連續墻(文中簡稱地墻)滲漏引發的基坑工程事故占比較大[5-8],需謹慎對待,尤其是在富水砂性地層中,因其地下水位高、坑內外水頭差大、土體黏聚力低、滲透性強、自穩性差,土顆粒極易在動水力作用下發生流失,造成基坑失穩、鄰近建筑物不均勻沉降等災害。

針對基坑工程中的地墻滲漏事故,許多學者從案例分析、數值模擬等方面進行了深入研究。在案例分析方面,樊冬冬等[6]基于滲漏段監測數據及圍護結構設計,分析得出地下水由地墻鋼筋加密段進入坑內,導致了基坑滲漏事故的發生;Ni等[7]介紹了基坑擋土墻滲漏引起管涌事故及應急處理的過程,指出做好災害防控和監測預警的重要性;Tan等[8]分析了軟土地區某深基坑滲漏事故發生的原因,并對地下水滲流路徑及地表沉降區域進行了研究和繪制;趙云非等[9]綜合分析了城市地鐵深基坑施工滲漏水高發的原因,提出了相應的預防措施。在數值模擬方面,胡琦等[10]基于有限元方法和土體試驗成果,提出了考慮滲流、開挖卸荷、圍護結構變形共同作用的基坑工程滲漏破壞分析方法;戴軒等[11]基于CFD-DEM方法對基坑工程漏水漏砂引發的地表變形規律、地層損失率的發展變化規律以及地層深層位移變化規律進行了總結。

上述研究涉及地墻滲漏的發生原因、事故影響、地層損失規律及防治措施等方面,為基坑地墻滲漏災害的防治提供了必要的指導。然而,發生在富水砂性地層中的地墻滲漏,呈現出事故前監測數據無明顯預兆、發展速率快、地層損失嚴重的特點,采用數值模擬的方法探討災害的發展過程,建立的三維離散元模型可以從空間角度探尋地層塌陷的細觀機制,同時,經驗證的數值模型可以在其基礎上進行變參分析,進一步提高對災害演化機制的理解,為實際工程提供幫助。

本文基于南通市某地鐵深基坑工程地墻滲漏事故實例,采用CFD-DEM流-固耦合模擬方法,對地墻滲漏誘發的地層塌陷災變過程進行細觀分析,以期相關研究成果為精準防災提供參考。

1 工程概況

1.1 工程簡介

本文所研究的地墻滲漏事故基坑為江蘇省南通市某地下軌道交通車站基坑工程。基坑主體由西端頭井、標準段、東端頭井組成,擬建車站為地下2層框架結構,車站凈長180 m,凈寬19.3 m,標準段基坑開挖深度為17 m,采用半蓋挖順作法施工。基坑工程平面圖如圖1所示。

1.2 工程及水文地質條件

基坑工程建設地地貌類型單一,屬沖—海積新三角洲平原地貌類型。根據勘察結果并結合區域地質資料,基坑工程在勘察深度范圍內分布的地層主要為第四系全新統(Q4)地層、第四系上更新統(Q3)地層,自上而下分為4個大層,6個亞層,依次為: ①雜填土層,②砂質粉土層,③-1粉砂夾砂質粉土層,③-2粉砂層,③-4粉細砂層,⑥粉砂層。各土層主要物理力學性質見表1。

表1 土層物理力學性質Table 1 Physico-mechanical parameters of soil layers

地表水系發育,地下水接受長江水位、大氣降水補給,潛水主要賦存于①層、②層、③-1層、③-2層和③-4層中,對工程質量影響較大。潛水穩定水位埋深為0.4～2.3 m,根據區域水文資料,潛水位年變化幅度一般為1～2 m。地下水位較高,基坑進行土方開挖時需保證坑內水位在開挖面以下1.0 m。

1.3 滲漏事故簡介

2019年3月30日,基坑標準段北側測斜監測點CX12附近地墻發生滲漏,滲漏點在開挖面附近。滲漏區域附近圍護結構剖面圖如圖2所示,采用厚度為800 mm的地墻,總深度約40 m,其中下部7.5 m范圍內為素混凝土墻;共設置4道支撐,其中第1道為截面尺寸0.8 m×1 m的混凝土支撐,第2～4道為鋼支撐(φ609)。滲漏發生時,基坑開挖至深度11 m附近,且滲漏點同樣位于開挖面附近,此時第3道鋼支撐未架設。

圖2 滲漏區域附近圍護結構及地質剖面圖(單位: m)Fig. 2 Cross-section and soil profile near leakage zone (unit: m)

滲漏事故發生前后,地墻側向位移隨時間變化規律如圖3所示,最大地墻側向位移出現深度由12.5 m發展到16.0 m。地墻滲漏附近的地表沉降監測點D16-2和D16-3隨時間變化規律如圖4所示。由圖可知,自2019年3月30日發生滲漏后,地表沉降均發生了突增,其中,測點D16-2(距基坑較近)日變化量達到20 mm,測點D16-3(距基坑較遠)日變化量約為4 mm,這表明地墻滲漏導致坑外地層出現了嚴重水土流失。地墻最大側移與位移發展關鍵節點關系如圖5所示,通過分析可知: 從2月20日到3月30日發生滲漏前,地墻側向位移發展平緩,主要由基坑開挖引起;3月30日滲漏事故發生,地墻側向位移發展迅速;滲漏發展至4月3日,于開挖面附近發現面滲,施工方開始采取架設臨時支撐、墻后注漿堵漏等方式控制地墻側向位移發展,此時地墻側向位移相比3月30日已發生較大幅度增長;截至4月10日,地墻側移停止迅速增長,滲漏基本得到控制。由以上分析可知,在富水砂性地層中,基坑工程發生地墻滲漏將會引起圍護結構側向位移迅速發展,這與軟土地層中基坑地墻滲漏引發的側向變形增長規律有顯著區別[8]。

圖3 地墻側向位移時變曲線圖Fig. 3 Lateral displacement of diaphragm walls

圖4 2019年地表沉降監測數據Fig. 4 Monitoring data of ground settlement in 2019

圖5 2019年地墻最大側移與位移發展關鍵節點關系圖Fig. 5 Variation of maximum lateral wall deflections with critical working conditions in 2019

2 數值模型

2.1 CFD-DEM流-固耦合模擬方法

富水砂性地層中地墻滲漏誘發的災害,涉及地下水和砂土的耦合作用問題。砂土作為非黏性土,其物理力學性質離散程度較高,且在地層受到擾動時呈現出非連續變形特征,適宜采用離散元方法進行模擬分析。綜合考慮計算精度與計算效率,CFD-DEM方法可以較為有效地模擬大規模的宏觀流-固耦合問題,戴軒等[11]、李曉蛟等[12]、劉天任等[13]已運用該方法進行了相關的模擬和研究,并結合模型試驗、理論分析進行了驗證。關于CFD-DEM流-固耦合方法的基本理論詳見文獻[12]。

2.2 模型建立

基于CFD-DEM方法建立流-固耦合模型,對本文所述滲漏事故進行模擬分析。根據滲漏事故情況,分別在PFC軟件中建立基坑顆粒模型、在Fluent軟件中建立流場模型并計算,得到流場結點、單元、流速、密度、黏性等數據文件,將數據文件導入PFC-CFD模塊中,計算流體作用力,并施加于顆粒質心位置,從而實現流固耦合模擬。

2.2.1 DEM部分模型建立

綜合考慮計算效率和準確度,選取1個標準段寬度(10 m)內的地墻和土體進行分析;由于圍護結構在平面內對稱,可取結構的1/2進一步簡化建模; Hsieh等[14]指出由基坑開挖引起的地表沉降主要影響范圍為2倍開挖深度,考慮到富水砂性地層中地墻滲漏對周邊環境的影響程度較大,建模時令模型邊界與地墻中心距離為3倍開挖深度。綜上所述,顆粒模型長度為41 m(X方向),寬度為10 m(Y方向),高度為50 m(Z方向),模型整體幾何參數匯總如圖6(a)所示,圖6(b)為滲漏處建模細節情況。

(a) 模型幾何參數 (b) 滲漏處建模細節圖6 DEM模型示意圖(單位: m)Fig. 6 Schematic of DEM model (unit: m)

DEM方法通過假設微小顆粒間的接觸模型,來模擬宏觀響應,將從土體、支撐、地墻3部分介紹建模細節。

1)土體部分。在離散元模擬中,不同細觀參數的球形顆粒相互接觸形成新的接觸模型時,由于參數之間繼承規則以及接觸生成的隨機性,會導致細觀與宏觀參數對應關系建立非常困難。這就使得按不同土體分層建立的模型,在發生層間混合時,容易出現模擬失真的情況。在滿足探討滲漏細觀機制的目標前提下,本模型將場地土層簡化為均質土體,其中土體力學性質按照地層厚度進行加權平均,以體現出富水砂性地層條件的總體特征,計算得到土體平均力學參數為γ=18.8 kN/m3,c=6.4 kPa,φ=33.8°,e=0.8。采用線性模型建立顆粒間接觸,通過三維三軸壓縮試驗數值模擬對顆粒的細觀參數進行標定。當采用表2中的接觸模型參數時,土體的內摩擦角為34°,相較于加權平均后的土層,誤差為0.5%。顆粒粒徑方面,綜合考慮軟件計算效率、計算精度和耦合尺寸要求,設置上部20 m深范圍內的顆粒半徑為0.15 m,下部30 m深范圍內的顆粒半徑為0.3 m。

表2 土體顆粒接觸模型(線性模型)參數Table 2 Properties of contact model of soil particles (linear model)

2)支撐部分。使用1組沿直線排列的球形顆粒來模擬支撐,考慮到支撐的受力特點,主要模擬其在軸向的受力情況。由于線性接觸模型只能模擬受壓,在模擬過程中,當模擬支撐的顆粒之間產生相互遠離的位移時,線性接觸模型下,該組球形顆粒會從中斷開,因此,使用線性平行黏結接觸模型來對支撐的軸向受力進行模擬,并對顆粒的位移加以限制,使其只能發生軸向變形。顆粒的細觀參數可類比串聯彈簧計算得出,詳見表3。

表3 支撐和地墻接觸模型(線性平行黏結模型)參數Table 3 Properties of contact model of support and diaphragm wall (linear parallel bond model) N/m

3) 地墻部分。使用1組均勻分布在平面區域的球形顆粒來對其進行數值模擬,考慮到地墻的受力特點,主要模擬其在彎曲變形方面的受力情況,選用線性平行黏結接觸模型。標定過程如圖7所示,通過模擬等效懸臂梁受集中力作用情況下的撓度,并將其與解析值對比,依照上述方式進行細觀參數標定。

圖7 地墻標定原理示意圖Fig. 7 Schematic of diaphragm wall calibration

已有研究表明[15],粒度比是影響管涌的重要因素,Zuriguel[16]在研究散粒體材料在筒倉中的阻塞問題時指出,對于無黏性球形顆粒,筒倉出口直徑與顆粒直徑之比大于5時,阻塞現象會消失。由于計算效率的限制,在數值模擬中對土顆粒尺寸進行了放大,為保證滲蝕現象能夠順利發生,相應地,滲漏孔洞尺寸也應與土體顆粒粒徑保持相當比例。在建模過程中,滲漏區域為2 m×2 m,滲漏區域土顆粒直徑為0.3 m,計算二者直徑比(取正方形邊長為直徑)為2 m/0.3 m≈6.67>5,滿足要求。綜上所述,所建DEM模型顆粒總數約為30萬個。

2.2.2 CFD部分模型建立

為兼顧流固耦合需求,CFD流場模型尺寸在DEM顆粒模型尺寸基礎上建立。為盡量減小邊界效應對流場的影響,將流場模型坑外邊界擴展至距離基坑50 m遠處; 流場模型底部與DEM顆粒模型底部重合。基于工程所在地水文地質條件及施工信息,確定坑外流場頂面(藍色)為地面以下2 m,即高度為48 m; 由于基坑坑內需降水至開挖面以下1 m處,因此坑內流場頂面(紅色)高度為38 m。模型示意圖如圖8所示。

圖8 CFD模型示意圖(單位: m)Fig. 8 Schematic of CFD model (unit: m)

邊界條件的設置主要分為3類。

1)壓力入口邊界。坑外流場頂面(藍色)用于模擬潛水表面,設置其壓強為0; 左側邊界(圖中藍色虛線框)壓強假定為不受影響的靜水壓力條件,由于潛水是從無限遠處補給,按照p=ρgh以用戶自定義函數的方式設置邊界壓強。

2)壓力出口邊界。坑內頂面(紅色)為降水后坑內的水位面,設置其壓強為0; 結合前述DEM模型中的地墻缺口,在流場相應位置處設置尺寸相同的壓力出口,并設置其壓強為0,以模擬地下水滲漏的情況。

3)不透水邊界。為模擬地墻的隔水作用,在地墻相應位置設置與地墻等寬的U型槽(圖中黑色線框),并將槽壁設為不透水邊界。

設置好邊界條件后,開啟重力選項并進行流場初始化并計算,即可得到流場的數值解。

2.3 模型驗證

提取Fluent計算得出的流場單元節點、流速、壓強等數據文件,將其導入PFC軟件中,進行流-固耦合計算。通過PFC命令流set timestep auto,考慮當前模型剛度選取合適的時間步長進行耦合計算,計算過程中,時間步長在4.5×10-6上下變化。提取運算步數為1×104時基坑模型的橫剖面如圖9所示,采用CFD-DEM流-固耦合方法能夠對滲漏過程中產生的土顆粒滲蝕現象進行模擬。

圖9 地墻滲漏橫剖面示意圖(運算步數=1×104)Fig. 9 Cross-section of diaphragm wall leakage (time step of 1×104)

由于所依托實際工程空間與時間尺度跨度大,考慮到計算能力限制,難以將數值模型與實際工程在時間尺度上確定對應關系。因此,在各個位移發展關鍵節點(見圖5),以最大地墻側移值為參考指標,將計算數據與監測數據進行對照,得到對應的運算步數,如圖10所示。需要注意的是,實際工況中,在關鍵節點0(2019年2月20日基坑開挖)以前,開展了基坑預降水試驗,導致地墻產生了一定的開挖前側向變形,而本數值模型僅模擬了正式開挖降水施工步驟,這導致關鍵節點0處實測值和計算值存在一定的差異。同時,相較于實測數據,數值模型在既有工況基礎上,模擬了不加干預情況下的地墻側移發展情況,以對富水砂性地層的地墻滲漏災害演化全過程進行分析。

圖10 數值模型驗證Fig. 10 Validation of numerical model

3 分析討論

3.1 滲漏影響空間特點

3.1.1 滲漏影響區域分析

1)顆粒當前速度與所處的位置關系能夠反映滲漏過程中下一時刻的發展情況。提取計算步數為4×104時的DEM模型,截取計算模型中線(Y=5 m)兩側薄層顆粒,記錄顆粒的位置坐標及對應的豎向速度分量,繪制速度云圖,如圖11所示。為方便觀察分析,提取并記錄豎向速度分量的最大值vmax(以向下為正,并對少量向上的速度賦較小正值),對每一個速度進行了ln(vmax/v)的數據處理,即速度云圖中,顏色較深的區域代表該區域的顆粒有較大的豎向速度。通過分析可以發現,以滲漏中心為圓心,0.5HL(HL為滲漏中心埋深)為半徑的扇形范圍內(區域Ⅰ)和緊鄰地墻后方槽型區域(區域Ⅱ)地層豎向沉降發展較快,這與地層受滲蝕影響后,滲漏中心局部土體損失,導致周圍及上部土體失去支撐有關。

圖11 顆粒豎向速度云圖(運算步數=4×104)Fig. 11 Contour of vertical velocity of particles (time step of 4×104)

2)相較于顆粒速度云圖,顆粒當前累積位移與初始位置的關系可以反映滲漏過程中的既有影響區域。提取計算步數為4×104時DEM模型的計算結果,截取計算模型中線(Y=5 m)兩側薄層顆粒,導出其豎向位移(以向下為正,并對少量向上的位移賦較小正值),同樣,對每一個位移進行了ln(smax/s)的數據處理,并記錄顆粒id,再根據顆粒id從流固耦合模擬起始狀態提取對應顆粒的初始位置坐標,得到位移云圖,如圖12所示。圖中顏色較深的位置,代表此處的顆粒在滲漏過程中發生了較大的豎向位移。總體上看,墻后土體可根據位移大小大致分為A和B 2個直角梯形區域,區域A地層受到滲漏影響,產生了較大的豎向位移,其中,A、B兩區的分界線與水平面夾角近似為(45°+φ/2),分界線起始位置與滲漏引發的顆粒流失區域相接,這表明滲漏引發地層損失后,墻后土體沿著近似朗肯主動土壓力破壞面發生位移。具體分析滲漏影響較大的區域A,與圖11對應,區域Ⅰ和Ⅱ的土顆粒有較大的豎向位移。同時,區域Ⅰ以上的顆粒受到臨時形成的土拱阻擋,位移發展不充分,導致區域Ⅰ局部出現位移極值,反映了地層空洞的形成。

圖12 顆粒豎向位移云圖(運算步數=4×104)Fig. 12 Contour of vertical displacement of particles (time step of 4×104)

3.1.2 地表沉降增量分析

為研究滲漏引起的地表沉降增量規律,設置無滲漏對照模型(即僅修復地墻缺口及滲流場滲漏出口,其他條件不變)并模擬計算。在提取坑外地表沉降計算值時,通過編程控制,沿坑外遠離地墻方向,將分析點單位寬度范圍內坑外地面表層的土體顆粒累計豎向位移進行提取,并作算術平均處理。然后,在相同關鍵節點(即計算模型中相同計算時步)下,將滲漏模型和無滲漏對照模型地表沉降做差,并對地墻距離進行針對滲漏(中心)深度的歸一化處理,即得到如圖13所示滲漏引起的地表沉降增量曲線。首先觀察距離地墻范圍為1倍滲漏深度的區域,地表沉降增量較大,且隨著運算時間步的增加,沉降增量的增加較大,沉降發展迅速;而在1倍滲漏深度以外范圍內,地表沉降雖有所發展,但相比前者沉降較小,且沉降發展緩慢,然而,仍需要關注處于該區域內的建筑和管線等。

圖13 滲漏引起的地表沉降增量-規范化離地墻距離關系Fig. 13 Variation of ground subsidence increment due to leakage with normalized-distance to diaphragm wall

3.2 滲漏影響時間特點

3.2.1 空洞發展規律分析

在DEM模型中,顆粒間接觸力鏈是分析模型內部受力變化和運動細觀機制的重要參考。截取地墻后 縱剖面附近顆粒,提取滲漏不同階段的顆粒間接觸力鏈圖進行探討,如圖14所示(圓柱體的粗細代表顆粒間作用力大小)。

圖14 顆粒間接觸力鏈圖Fig. 14 Force chain between particles

由圖14分析可知:

1)滲漏初期,土體顆粒未發生明顯移動,但在滲漏中心附近顆粒間接觸力鏈開始斷裂,表明此處顆粒將失去周圍顆粒的約束,受動水力產生位移而流失。

2)隨著滲漏的發展,斷裂力鏈的范圍擴大,土體內部中心開始出現空洞;空洞上方力鏈方向發生轉變,形成類似拱形的分布形態,意味著空洞上方顆粒受力形式發生變化,拱效應的形成,暫時阻礙了淺層地層的下沉,也解釋了空洞形成的原因。

3)滲漏中期,空洞尺寸擴大至一定程度后,無法繼續維持拱效應,因此空洞上方力鏈出現斷裂,空洞開始塌陷,地層位移的影響范圍波及地表。

4)滲漏后期,土體流失嚴重,地層發生嚴重沉降;空洞持續塌陷,且由于土體顆粒不斷隨動水力涌出,中心處難以形成穩定力鏈。力鏈整體變粗現象也反映出,地層在坑內外水位差和動水力作用下發生沉降和壓縮,造成各深度下土壓力均有不同程度的增長。

為進一步探究滲漏過程中地層空洞的發展情況,提取不同計算時間步下,空洞周邊顆粒的幾何坐標,對空洞的橫向、豎向跨度及幾何面積進行統計,繪制折線如圖15所示。通過分析可知: 土體內部空洞經歷了生成—擴展—坍塌3階段。隨著土體滲漏的發展,土體內部空洞的橫向、豎向跨度及幾何面積均表現為先增大再減小;空洞尺寸在滲漏前期發展較快,在0～2×104步間曲線斜率較大,說明滲漏前期土體顆粒流失較快,空洞不斷擴大;在2×104～4×104步間,空洞尺寸達到最大值,空洞上方土體開始加速下沉坍塌,不斷填充空洞;4×104步以后,空洞尺寸不斷減小,上方土體及地表沉降隨之不斷發展。

圖15 空洞尺寸統計變化曲線Fig. 15 Variation of size of cavity with time step

3.2.2 地表沉降發展分析

統計各時步對應的地表最大沉降值,繪制如圖16所示地表最大沉降值與運算時步對應關系曲線。由圖可知,該關系曲線以5×104運算時步為界,分為2個線性段,結合3.2.1節中對空洞發展規律的總結,5×104運算步為空洞尺寸達到最大值,即將塌陷的時刻。通過對比2段曲線可以得出,空洞發展規律與地表沉降發展速度的變化存在較大相關性,在滲漏初期土體流失量較少的情況下,地表沉降發展較緩慢,此階段由于土體內部存在土拱效應而形成地層空洞,減緩了淺層土層和地表的位移發展,地表最大沉降增長相對較平緩;當滲漏發展至中期,空洞尺寸擴展至無法維持的程度后塌陷,淺層土層隨之下陷,引起地表位移快速增長,地表最大沉降增長迅速。

圖16 地表最大沉降值-運算時步曲線Fig. 16 Variation of maximum ground settlement with time step

3.3 滲漏深度變參分析

為探究基坑地墻在不同深度發生滲漏時的影響規律,以圖6所示基坑模型為基礎,分別在開挖面處(Case1,HL=He,He為基坑開挖深度)、開挖面以上(Case2,HL=0.3He)、開挖面以下(Case3,HL=2He)設置地墻缺口模擬滲漏情況,對滲漏發生深度做變參分析,其中,Case1對應實際基坑滲漏事故。

3.3.1 水土合力變化分析

在DEM軟件中設置測量球,使其豎向排列在地墻兩側,并保證測量球與地墻顆粒相切,再對同一埋深的測量值求算術平均,獲取地墻兩側的水土壓力合力,繪制地墻附近水土合力與地墻深度關系曲線,如圖17所示。

圖17 地墻附近水土合力曲線Fig. 17 Water and earth pressure near diaphragm wall

1)主動區方面。考慮富水砂性地層的特性,采用水土分算方法計算朗肯主動土壓力,并繪制曲線。由此可以發現: 無滲漏情況下,地墻所受主動側水土壓力分布圖和朗肯土壓力的分布模式基本相同,吻合較好; 而考慮滲漏情況下,統計主動區水土合力最大值及所在深度,計算得到同等深度下,相較于無滲漏對照組,主動區水土壓力合力分別增加了8.5(Case1)、7.0(Case2)和5.7倍(Case3),相關統計信息見表4。這表明,當滲漏發生在開挖面處或開挖面以上時,滲漏點直接與外界相通,滲漏處水和土失去原有支撐力而迅速向坑內流動,對地墻形成較大的水土壓力;而當滲漏發生在開挖面以下時,滲漏點的產生僅是使坑內外水土相通,水土壓力增長幅度較小。

表4 主動區水土合力最大值統計Table 4 Statistics of maximum active water and earth pressure

2)被動區方面。考慮達到被動極限土壓力所需的墻體位移量級約為0.01H(H為墻高),被動區一側未達到極限平衡狀態,因此并未繪制朗肯土壓力曲線,觀察圖像可以發現,當滲漏發生在開挖面處(Case1)和開挖面以上(Case2)時,被動區水平水土合力變化與無滲漏情況相比并不大,這是因為滲漏處位于開挖面以上,水土滲漏僅對開挖面以上主動區應力水平造成影響,對開挖面以下滲流場及水土運動影響較小; 而當滲漏發生在開挖面以下(Case3)時,被動區水平水土合力與其他3種情況相比有一定程度的降低,這是由于滲漏點的存在縮短了基坑內外滲流路徑,增大了坑內向上的滲流速度及動水力,導致被動區土體有效應力降低,被動水平土壓力也隨之降低。值得注意的是,滲漏點附近右上方水土壓力出現小幅度增長,這是因為從滲漏點左側流至坑內的地下水產生較大滲流力,導致滲漏點右側小范圍水土壓力增長。

3.3.2 顆粒遷徙規律分析

如圖18所示,追蹤A—E 5個典型位置處的顆粒運動軌跡,探討不同滲漏深度下的顆粒遷徙規律,顆粒運動軌跡如圖19所示。

圖18 顆粒軌跡追蹤取點位置示意圖Fig. 18 Schematic of traced particles′ initial positions

圖19 不同滲漏深度下各點軌跡對比Fig. 19 Comparison of particles′ path in different cases

為了更直觀地觀察和對比各點間的軌跡長短,在同一滲漏深度條件下的軌跡比例尺相同;不同滲漏深度條件下,Case1與Case3比例尺相同,而Case2中單位長度所代表的實際軌跡長度是其余二者的4倍。通過分析可知,滲漏過程中,滲漏點上方的顆粒會產生豎向沉降,滲漏點附近的顆粒將產生沿動水力方向的大幅位移,滲漏點下方地層受到影響相對較小。

3.4 地墻滲漏風險辨識及防治措施

3.4.1 不同滲漏深度的風險辨識

富水砂性地層地質條件下,地墻難以完全阻隔基坑內外的水力聯系,將形成由基坑外繞經地墻底部流向基坑內的滲流路徑,基坑主動區受到向下的動水力,基坑被動區受到向上的動水力,由土體豎向應力變化帶來的側向壓力差加劇了地墻向坑內方向的側向變形;同時,該滲流場也對基坑的抗隆起及管涌安全性能提出了考驗。由3.3節對滲漏深度的變參分析結果可知: 1)不同滲漏位置會伴隨著相應的事故跡象,當其發生在開挖面處及開挖面以上時,主動區水土壓力激增將導致滲漏位置附近土顆粒發生沿動水力方向的位移,地墻側向位移大幅度迅速增長,帶來地墻結構斷裂以及坑外地表沉降突增的風險[4]。2)當滲漏發生在開挖面以下時,由于滲漏點上部地層失去穩定性會產生相應的豎向沉降,更深的滲漏點則意味著存在更大的地層影響范圍,另一方面,雖然墻后主動區水平水土壓力增長幅度不及上述二者,但仍需要關注滲漏引發的地下水滲流路徑改變帶來的風險: 當開挖面以下地墻出現滲漏點后,部分流體將直接從滲流點處流入坑內,滲流路徑縮短導致動水力增大,且由于此時增大的動水力位于開挖面以下,地墻將有可能發生向坑內的踢腳破壞[4]。

3.4.2 地墻滲漏災害防治措施

針對深厚富水砂性地層中深基坑地墻滲漏災害問題,首要目標是預防滲漏事故災害的發生。基坑滲漏的直接原因是圍護結構出現裂縫或缺口,導致圍護結構背后的土體和水侵入坑內。以地墻為例,發生滲漏的原因可能是混凝土振搗不均勻、接縫處未處理得當等導致地墻內部出現滲水通道,在地下水壓力作用下不斷被滲蝕擴展而引發基坑滲漏。因此,確保地墻施工質量是保證基坑穩定安全的關鍵。

1)加強對圍護結構變形的監測,做到滲漏事故早發現。富水砂性地層中基坑工程一旦發生滲漏,災害發展速率較快,通過實時監測地墻側向位移發展,可以盡早發現滲漏事故。通常而言,當地墻側向位移在某深度處突然出現大幅增加,大概率在該深度出現了墻體滲漏問題,此時應盡快采取有效堵漏措施。否則,一旦墻體滲漏引起的坑外地層空洞發生坍塌,會嚴重危及基坑本身和周邊環境的安全。由3.2節分析得到的滲漏影響時間規律可知,堵漏搶險的最佳階段為滲漏前期,此時水土流失量和坑外地表沉降尚不嚴重,較易控制和修復,但如果滲漏發展至中期或后期,空洞塌陷,地面大幅沉降,將難以補救,后果不堪設想。因此,應對基坑滲漏事故重在及時,盡可能在滲漏發生早期將險情控制住,使事故影響和造成的損失降到最低。

2)滲漏發生后,通常采用反壓砂袋等措施快速封堵滲漏位置,阻斷土體顆粒流失路徑;此外,在墻后一定范圍內注漿封堵滲漏通道并填充內部空洞,注漿深度范圍應在地墻側移突增所在深度附近,且距離墻后0.5倍滲漏深度范圍內,應在臨時形成的應力拱破壞之前完成空洞填充,避免臨界空洞塌陷后產生突沉災害; 可架設臨時支撐,控制圍護結構在動水力作用下的側向變形發展。

3)面對可能出現的滲漏問題,應對事故潛在影響區內的敏感建(構)筑物提前采取預防措施,尤其是1倍開挖深度范圍內的建(構)筑物,可采取如地基注漿加固、基礎托換、建筑物上部結構加固等方法。

4 結論與建議

基于CFD-DEM流-固耦合方法,結合實際工程滲漏事故,對富水砂性地層中地墻滲漏誘發地層塌陷災害的細觀機制進行了探討,主要結論如下:

1)滲漏發生后,以滲漏中心為圓心,0.5HL為半徑的扇形區域和緊鄰地墻槽型區域內顆粒發生向滲漏中心的滲蝕,由此造成的滲漏影響區的邊界與水平面夾角近似為(45°+φ/2);由滲漏引發的地表沉降增量在地墻后1倍滲漏深度范圍內量值較大,發展較快,需重點關注。

2)滲漏過程中,空洞的出現與土體顆粒間接觸力方向的轉變相關;地層內部的空洞經歷了生成—擴展—坍塌3階段,空洞的坍塌伴隨著地表沉降的加速發展。

3)地墻滲漏會引起滲漏中心附近水土合力突增5.7～8.5倍,以滲漏位于開挖面處增幅最大,位于開挖面以下增幅最小;滲漏中心附近土體顆粒將沿動水力方向發生大幅位移,滲漏上方土體將產生豎向沉降,滲漏下方土體受到影響較小。

后續可進一步基于數值模型分析地層顆粒級配及具體防治措施方案對災害細觀機制的影響,以期為工程防災減災提供參考。