淺埋微距雙線土壓平衡盾構水下始發分析

林 輝,李學榮,吳文彪,封 坤,戴志成,王 闖

(1.粵水電軌道交通建設有限公司,廣州 510610； 2.廣東珠三角城際軌道交通有限公司,廣州 510230； 3.西南交通大學交通隧道工程教育部重點實驗室,成都 610031)

引言

在城市地鐵及城際鐵路的建設中，盾構法以具有安全、高效的特點而成為隧道最主要的施工方法[1]。而在盾構施工過程中，盾構始發的安全是盾構隧道施工一個非常重要的環節，盾構推出預留工作井時，封門后土體在復雜應力作用下，極易造成洞口密封破壞，產生突然涌水、涌砂及大幅度地面沉陷，危及地下管線及附近建筑物[2-3]。

針對盾構隧道始發的安全問題，進行始發加固已成為重要的施工安全措施，許多學者也對盾構始發技術開展了相關研究。辛振省等[4]通過數值模擬方法對不同加固范圍的始發掘進進行模擬分析，確定了縱向與徑向合理加固范圍的數值解。裴書鋒等[5]采用彈性薄板均勻荷載模型、理想整體滑移失穩模型、土體擾動平衡理論對某電力盾構隧道端頭加固范圍進行了理論計算分析。朱世友等[6]結合工程實例資料和工程經驗構建了盾構始發到達加固方案庫，并根據具體工程的地質條件和周邊環境，從盾構始發與到達加固方案庫中選擇出適用于相應工程的端頭加固方法。王天明等[7]從盾構井端頭地層加固的基本理論出發，詳細論述了盾構井端頭地層的縱向與橫向加固范圍、各類洞門密封型式與地層加固方法的優缺點及其選擇依據。江華等[8]總結了既有端頭加固模型的不足，并考慮尺寸效應對盾構始發與到達端頭加固的影響提出了改進的荷載等效模型。程盼盼等[9]針對現有端頭井加固理論模型的局限性，提出用Matlab軟件編制搜索程序尋找最危險滑動面法來確定加固長度的新模型。曹成勇等[10]基于極限平衡理論推導端頭土體縱向加固尺寸的計算公式，并討論了端頭加固土體黏聚力、內摩擦角、隧道直徑等重要參數對端頭土體縱向加固范圍的影響。馮梅梅等[11]采用統一強度理論推導出極限狀態條件下考慮滲流效應的土壓力計算公式，研究了某盾構始發井圍護工程土壓力的分布特征。丁萬濤等[12]采用彈性薄板理論計算不同安全系數下端頭土體的縱向加固范圍，基于Terzaghi圍巖壓力理論確定淺埋盾構端頭土體的橫向加固范圍。杜寶義等[13]針對跨海地鐵盾構隧道，根據“先封閉降水，后土體加固”的技術思路，提出了一種素混凝土地下連續墻與高壓旋噴樁相結合的盾構始發端頭加固方法，并給出了配套的施工降水及洞門防水設計方案。從相關的文獻調研可知，針對盾構隧道始發加固范圍方面的研究較多，且大量研究成果提出許多實用的始發加固理論和方法，但由于工程地質條件的復雜性和施工環境的多變性，特殊工程環境下尤其是盾構水下始發技術仍是目前盾構施工的難點[14-15]。

鑒于此，結合目前正在建設的廣佛環線沙堤隧道，考慮其在河道淺埋富水砂層雙線盾構始發的典型工況，采用流固耦合方法對有、無滲流條件，加固與否條件下的始發過程進行分析，并基于開挖面穩定系數的概念對盾構始發過程提出了開挖面的穩定性等級評定方法，對各工況進行分析與評價。

1 工程概況

廣佛環線沙堤隧道位于佛山市南海區及禪城區內，設計起點里程DK1+615 m，設計終點里程DK7+830 m，為雙線隧道；隧道全長5 985.731 m，盾構段全長5 035 m，采用土壓平衡盾構機進行掘進施工作業；盾構隧道設計管片內徑7.7 m，外徑8.5 m，幅寬1.6 m，厚度0.4 m，管片襯砌混凝土強度等級為C50。其中盾構隧道3號始發井位于原南北大涌河道之中，具體位置關系如圖1所示。自3號井始發后盾構約2.4 km行走于南北大涌底部，隧道頂覆土深度從6.72～40 m逐漸加大，頂部最小埋深極淺(小于1倍洞身直徑)，雙線隧道間最小凈距僅3 m。沙堤隧道施工時雖對3號始發井處原水道進行改遷，但由于水道多年沖淤，且河流水量充沛、地下水發育，雙線盾構隧道始發掘進時如不進行妥善、有效的加固處理與施工控制，極易引發地層涌砂涌水，甚至開挖面坍塌。

圖1 沙堤隧道始發豎井位置

根據沙堤隧道地勘資料，3號井始發段地層從上到下依次為淤泥質土、粉砂、細砂、中砂、全風化巖層、強風化巖層，弱風化巖層，其中雙線隧道始發段前70 m為上軟下硬地層，上層為中砂，下層為全風化砂巖。始發豎井區段隧道范圍場區地下水豐富，隧道埋深極淺，雙線隧道凈距很小，盾構始發施工面臨著極大的風險和挑戰。因此，施工時在豎井始發區一定范圍內對南北大涌河進行臨時改道，并進行相應的始發端加固處理措施。綜合考慮場區內地層條件、水文條件、工程作用、盾構機形式和項目經濟因素，采用素混凝土地下連續墻+高壓旋噴樁的組合方法對始發井始發端頭進行加固，相應的加固措施如圖2和圖3所示。

如圖2、圖3所示，沙堤隧道豎井始發段的加固措施為：始發井端頭加固采用φ500@400 mm地面混凝土攪拌樁注漿，平面范圍為結構線外3 m，上部加固至拱頂以上3 m，樁底進入6-1地層1 m，加固縱向范圍28 m(DK7+427～ DK 7+455)；加固段兩側及隧道之間共設3道800 mm厚地下素混凝土連續墻，深度16.24 m，縱向范圍18 m。

圖2 沙堤隧道豎井始發加固平面示意(單位：m)

圖3 沙堤隧道豎井始發加固橫斷面示意(單位：m)

2 數值分析模型

2.1 數值模型

根據設計資料，本計算中相應地層條件及雙線隧道位置關系如圖4所示。其中隧道埋深8.19 m，約為1倍洞徑；雙線隧道凈距4.69 m，約為0.5倍洞徑，屬典型的淺埋微距雙線盾構隧道。

計算采用FLAC3D有限差分軟件流固耦合分析模塊進行，相應的數值模型如圖5所示。考慮滲流和力學邊界效應，模型的總體尺寸為70 m(X軸)×72 m(Y軸)×41.63 m(Z軸)，共102 420個單元，108 468個節點。模型中考慮素混凝土墻和高壓旋噴樁兩種加固措施，并建立盾構始發井結構以考慮始發井結構對于始發段的加固作用。模型中地表為自由面，并根據河水位施加超載作用，四周及底面采用法相位移約束條件；水力邊界條件中地表為透水邊界，四周及底面為不透水邊界；盾構隧道開挖掌子面設為透水邊界[16]。

圖4 計算斷面地層地質條件示意(單位：m)

圖5 數值計算模型(單位：m)

地層采用彈塑性模型；管片、加固土體、等代層和素連墻采用彈性模型。其中，因盾尾空隙的大小、注漿充填的程度、隧道外壁土體受擾動的程度和范圍等對地層位移有著重要影響，而在實際工程中又難于分別量化的因素，故概化為一均質、厚度為0.3 m的等代層[17]。模型中涉及的地層物理力學參數及水力學參數根據沙堤隧道詳細勘察資料選取，支護結構(管片及注漿層)、擋土墻參數根據設計資料選取，具體如表1所示。

表1 各土層及材料主要物理參數

針對建立的數值模型，計算時先模擬土體加固結構的施作，再模擬始發井的開挖施作，然后分別模擬左線和右線隧道的分步掘進施工。每個開挖步內通過在開挖面上施加梯形荷載以模擬土倉壓力，改變單元性質實現對注漿層和管片襯砌的模擬，而后進行力學計算，并進行流固耦合計算至設定時間。其中考慮FLAC3D流固耦合計算的效率，設置單線施工模擬的循環進尺為9.6 m(6環管片的拼裝施工)。

2.2 計算工況及監測斷面設置

雙線隧道橫斷面方向加固范圍如圖6所示，考慮結構對稱，選取模型縱向加固長度為L=27.2 m，選定B=2.5 m，取H1=H2=3 m。同時，考慮地下水的作用，本文設置4種計算工況，具體如表2所示。

圖6 雙線隧道橫斷面加固區范圍示意(單位：m)

表2 計算工況

由于盾構機掘進至加固區的末端時，在剛度差異較大的土體分界處，地表沉降變大，盾構機容易造成磕頭現象；因此，在加固范圍內(y1=9.6 m)和加固區外(y2=28.8 m)分別設定相應的監測斷面(圖5(b))。同時，為了對開挖面的變形進行分析，在開挖面中軸線處設定開挖面變形監測點。

3 計算結果分析

3.1 地表沉降分析

考慮左右線始發對地表沉降有相互疊加作用，故選取左線隧道始發完成，右線開始始發的階段進行地表沉降的分析。如圖7為雙線隧道始發掘進完后監測斷面一處地表沉降曲線，如圖8為雙線隧道始發掘進完后監測斷面二處地表沉降曲線。

圖8 雙線隧道始發后監測斷面二地表沉降曲線

由圖7可知，在始發段土體未加固的情況下，雙線掘進完成后，沉降槽曲線相互影響，呈現“V”形分布，未加固處理的工況1、工況3的最大地表沉降值為7.39 mm和12.31 mm；在始發段土體加固的情況下，雙線掘進的相互影響很小，沉降槽曲線都呈現“W”形分布，沉降最大值小于3 mm，施工相對安全。在始發段未對土體加固時，地下水滲流作用會引起地層有效應力增大，進而導致地表沉降變大。而對土體加固，能有效改善土體的滲透系數，達到控制地表沉降的作用。從數值上來看，加固作用使地表最大沉降值降低了89%。又z3-z1≈0.4z3(z1、z2、z3、z4分別為對應工況最大地表沉降)，故可以認為滲流作用引起的沉降量約占總體地表沉降的40%。

由圖8可知，當盾構機脫離加固區時，因圍巖未做加固處理，盾構掘進產生了較大土體擾動。工況1～工況4中的最大沉降值分別為9.09，6.65，15.15，11.08 mm，從加固與未做加固工況的比較來看，盾構機在加固區土體中掘進的過程，不僅降低了加固區域內的地層擾動，還降低了加固區域外地層的超前擾動。

3.2 開挖面縱向位移分析

選取左線盾構機通過監測一、二斷面處隧道開挖面縱向位移進行分析，具體如圖9和圖10所示。

圖9 左線刀盤到達監測斷面一開挖面位移曲線

由圖9可知，當刀盤掘進至監測斷面一時，在未加固的工況1、工況3下，開挖面縱向位移最大出現在上部中砂軟弱地層，離隧道中心線0.9～1.5 m處。從開挖面縱向位移最大值看，工況1、工況3的最大縱向位移y1、y3分別為10.6，13.3 mm，即滲流作用對開挖面側移約占總位移的20.3%；從加固后工況2與工況4的結果來看，因加固土體的穩定性更好，滲透系數低，拱頂位置、拱底位置發生的變形很小，在隧道中心線處，開挖面縱向位移達到最大。可見，在盾構掘進施工中，地下水滲流作用會大大增加開挖面失穩風險，而加固隧道周圍區域能有效控制開挖面縱向移動，從而降低風險。

圖10 左線刀盤到達監測斷面二開挖面位移曲線

由圖10可知，當盾構機刀盤到達監測斷面二時，始發段未加固的工況1與工況3的開挖面縱向位移曲線與圖9保持一致，呈現出上凸下平的規律，開挖面縱向最大位移分別為10.6，13.3 mm。對于始發前段加固后的工況2與工況4，盾構機刀盤重新進入上軟下硬地層，開挖面縱向位移曲線變化到上凸下平，最大值分別為11.7，15.5 mm。刀盤通過加固段后，掌子面縱向位移比未加固的大，即在剛度差異較大的土體分界面處，掘進過程應注意開挖面的穩定性。

3.3 開挖面穩定性分析

根據大量模型試驗的結果，B. B. Broms等[18]在1976年提出了開挖面穩定系數的概念，并給出了相應的計算表達式如式(1)，可用于盾構始發施工開挖面穩定性的評判。

1)

式中，N為開挖面穩定系數；σs為地面荷載；γ為土體重度；C為地表到盾構隧道拱頂處的距離；D為隧道直徑；σT為隧道開挖面支護壓力；Cu為隧道軸心處土體的不排水抗剪強度。

對于本工程，地面荷載為考慮水位的超載作用σS=20 kPa，地表到隧道拱頂處的距離C=11.63 m，隧道直徑D=8.5 m；根據開挖面處上軟下硬地層高度取加權重度為相應土體重度(滲流作用下為土體飽和重度)，得到4種工況下土體重度分別為γ1=15.19 kN·m-3，γ2=19.6 kN·m-3，γ3=20.198 kN·m-3，γ4=21.56 kN·m-3；開挖面支護壓力不考慮滲流作用時為σT1=σT2=50.5 kPa，考慮滲流作用時σT3=σT4=120 kPa；隧道軸心處土體的不排水抗剪強度不加固時Cu1=Cu3=25 kPa，加固后Cu2=Cu4=60 kPa。根據式(1)計算得到4種工況條件下開挖面穩定系數分別為N1=5.25，N2=3.29，N3=6.20，N4=3.51。

針對開挖面穩定系數的概念，許多學者通過現場實測數據統計分析和模型試驗結果發現，當N>6時開挖面地層失穩破壞；當4

V={v1，v2，v3，v4，v5}

(2)

式中，v1指穩定性等級為Ⅴ級，穩定性高，此時開挖面穩定性系數N<1；v2指穩定性等級為Ⅳ級，穩定性較高，此時16。

相應的開挖面穩定系數N與開挖面穩定性大小的關系見表3。

表3 各工況下開挖面穩定性

由表3可知，在工況3條件下，隧道開挖面穩定系數N=6.20，開挖面發生失穩破壞，開挖面穩定性很低，盾構隧道始發施工的風險最高。比較如表3中各工況下開挖面的穩定性，可知工況3條件下開挖面穩定性要低于工況1條件下開挖面穩定性，而工況4條件下開挖面的穩定性等級較高，說明地下水的存在明顯降低了開挖面的穩定性，而在地下水滲流條件下施作加固措施，可以明顯提高開挖面的穩定性。工況2和工況4條件下開挖面穩定相近，即在不考慮滲流作用和考慮滲流作用兩種工況下，施作始發加固措施后盾構始發施工時風險相近，說明施作始發加固措施后滲流場對于盾構始發施工的影響較小。

對比圖9、圖10所示的開挖面中心軸線處縱向變形和表3所示的各工況下開挖面的穩定性規律可知，工況3條件下開挖面縱向變形最大，開挖面穩定性系數最大，穩定性等級最低；工況2條件下開挖面縱向變形最小，開挖面穩定性系數最小，穩定性等級最高；工況2和工況4條件下開挖面縱向差別不大，開挖面穩定性系數也差別不大，開挖面穩定性屬于同一級別。說明基于穩定系數的開挖面穩定性風險分析結果與數值模擬結果基本一致，所以在相應工程中可以通過該計算公式較為方便地判斷盾構隧道掘進施工時開挖面的穩定性。

4 結論

針對廣佛環線沙堤隧道土壓盾構水下始發的典型工況，建立了相應的FLAC3D流固耦合分析模型，對始發加固段因盾構法施工引起的地表沉降、開挖面穩定性規律進行深入研究，并得出以下結論。

(1)地下水滲流作用會大大增加開挖面失穩風險，引起地表發生較大沉降。其中滲流作用引起的開挖面側向位移約占總側向位移的20.3%，滲流作用引起的地表沉降約占地表總沉降的40%。

(2)始發加固作用可以使地表最大沉降值降低89%，效果十分明顯，且加固作用可以減弱盾構掘進對加固區域外地層的超前擾動。

(3)提出基于開挖面穩定性系數的開挖面穩定性等級分析方法，采用該判定方法得到的開挖面穩定性分析結果與數值模擬結果基本一致，可用于盾構隧道掘進施工時開挖面的穩定性快速判斷。