富水砂層大斷面暗挖隧道施工地層演化

方江華， 姜平偉， 郭朋亮， 王鳳瑤

(1.北京住總集團有限責任公司， 北京 100101； 2.安徽理工大學土木建筑學院， 淮南 232001)

現階段，對于隧道開挖誘導地面運動的預測方法主要包括：經驗公式法、理論分析法、隨機介質理論[1]、數值分析、模型試驗[2]以及神經網絡與灰色預測方法[3-4]等。數值模擬技術在地層變形預測中得到了廣泛的應用，該技術可以將模擬對象的不同因素進行充分考慮，完全反映施工過程中地層變形特征，對于復雜環境下的地層變形預測分析，更貼近于工程實際[5-6]。

孫連勇等[7]借助FLAC3D數值計算軟件，針對青島地鐵富水砂層隧道涌砂、涌水等現象采取的深孔注漿加固方案進行研究，結果表明注漿壓力和注漿深度對地層的擾動最為顯著，并得到青島富水砂層隧道施工宜采用1.4～1.5 MPa的注漿壓力。鄒金杰等[8]杭州紫之隧道實際富水軟弱地層暗挖隧道為例分析得到：地下水滲流是導致沉降槽寬度增加的主要原因。劉維等[9]對重疊富水隧道施工過程中土體開挖和地下水滲流對支護結構和地層變形的影響，得到了該條件施工情況下地層變形規律，并提出了相應的控制措施。周前等[10]探究了水平旋噴樁超前支護措施在富水砂層淺埋暗挖隧道施工過程中圍巖土體與支護結構變形規律，對現場設計、施工提供了有力借鑒。石鈺鋒等[11]利用數值模擬技術對廣-珠鐵路江門隧道下穿富水河道段超淺覆大斷面暗挖隧道施工就行施工方案比選，得到采用水平旋噴結合大管棚超前支護、臺階法施工的支護開挖方案最優。吳昊[12]參考數值分析結果，對青島地鐵2號線五四廣場站—浮山所站區間上半斷面富水砂層、下半斷面堅硬巖層復雜環境下的暗挖隧道設計與施工進行研究，并取得了很好的現場效果。

雖然上述分析對富水砂層暗挖隧道在不同施工環境、支護以及開挖方案下，利用數值模擬技術對現場施工進行了指導。但對施工過程中地層孔隙水壓力的演化過程還沒有進行系統的研究。對于地下水豐富的砂性地層暗挖隧道施工過程中，地下水透水性強的砂性土極易形成滲流通道，若地下水損失的過程中同時會損失大量的小顆粒土體，則圍巖土體內容易產生孔洞，嚴重威脅施工安全。掌握施工過程中地層沉降和孔隙水壓力的演化過程對保證施工安全具有重要意義。由此，通過數值模擬技術系統的探究富水砂層的大斷面暗挖隧道施工過程中的地層孔隙水壓力、地層損失，并與現場監測數據相結合，以期得到富水砂層大斷面暗挖隧道施工過程地層演化規律。

1 工程概況

1.1 水文條件

北京地鐵12號線光熙門—西壩河區間大斷面暗挖隧道位于北三環東路，區間隧道總長955.74 m，隧道最大斷面采用雙側壁導坑法。工程施工難點在于施工深度范圍內地下水豐富、透水性良好的粉細砂地層，隧道下部正處于承壓水地層，水頭高度為3.0～4.0 m，雖然施工前期進行降水，但施工過程中地下水的滲漏現象非常明顯，如圖1所示。分析其原因在于：近年來，北京地下水得到大量補充，水位的逐年上升，且施工隧道緊鄰北京西壩河，施工范圍內水資源充足；其二施工所處地層土體滲透系數大，即使進行了施工前降水，但在承壓水的砂層地層，地下水也可以快速大量的補充，所以施工過程中地下水的滲漏問題顯著。

圖1 施工過程各導洞地下水滲漏情況

1.2 施工方案

大斷面暗挖隧道總體上采用先超前支護，再分導洞、錯距開挖的方法進行施工。其中，隧道設計尺寸及支護方案如圖2所示。

圖2 隧道設計尺寸及支護方案

首先施作拱部大管棚+小導管聯合注漿預支護方案加固地層，前后錯開一倍導洞洞徑間距臺階法開挖導洞1與導洞2，并施作初期支護，封閉成環及時進行初支背后注漿；第二步：待導洞1、2施工10～20 m后，前后錯開一倍導洞洞徑間距臺階法開挖導洞3與導洞4，并施作初期支護、背后注漿。以此循環施作導洞5及導洞6，即實現全斷面的開挖。

初期支護施工完成后進行防水及二次襯砌的施作：根據施工監測情況，沿隧道縱向分段拆除中隔壁，施作結構防水層，綁扎鋼筋，澆筑仰拱及側墻至中隔板下。仰拱二襯達到設計強度后，應保證中隔壁與仰拱頂緊，必要時可加設臨時支撐；分段拆除剩余中隔板、中隔、敷設側墻及頂拱部防水層，澆筑二襯，完成隧道結構。

2 FLAC 3D數值模擬

2.1 模型建立

數值模擬計算按實際勘察報告將地層分為6層。模型左右在離隧道中心4倍隧道跨度，底部邊界距隧道底部宜1.5倍隧道跨度[11]，所建立的模型軸對稱顯示如圖3所示，模型尺寸為長×寬×高=95 m×60 m×50 m。

圖3 數值模擬模型

力學邊界條件：模型左右邊界限制x方向位移，前后邊界限制y方向位移，底部邊界限制x、y、z方向位移；流體邊界條件：在計算過程中采用各向同性滲流模型，固定邊界初始孔壓恒定，設置第1層潛水水位以下的土體為飽和狀態，初始地下水水面孔壓為0，孔壓可以自由變化；為實現地下水能從邊界流入模型，模擬承壓水層對施工隧道的影響，固定承壓水層邊界孔壓；將隧道開挖面及周邊節點孔壓設置為0，形成透水邊界使地下水能夠流入隧道。

模型土體材料破壞符合Mohr-Coulomb強度準則，根據工程勘察報告，各土層物理力學計算參數如表1所示。采用Beam單元模擬管棚，初期支護采用實體建模，支護結構采用彈性模型，其中管內注漿混凝土按照等效彈性模量的方法折算給管棚，將格柵鋼拱架彈性模量也按該方法進行折算給初期支護噴射混凝土上，支護結構的物理力學計算參數如表2所示。管棚與小導管注漿區域計算模量、黏聚力、內摩擦角分別提高原來的2.5倍、1.5倍以及1.1倍進行計算[12]。

表1 各土層物理力學參數

表2 初期支護物理參數

按照現場實際施工方法使用fish語言的編制循環函數。模擬開挖前根據土體自重形成初始應力場，并將初始位移設為0，隨后打開流固耦合進行計算，形成地層初始孔壓場；模擬施工時打開力學計算，關閉滲流計算，按照每1 m一開挖循環，力學計算運行2 000步，流固耦合計算時，關閉力學計算，打開滲流流固耦合，計算時間按2 d進行計算[13]。

2.2 監測點布置

為動態掌握隧道施工過程中地層變形的演化特征，隧道徑向上每間隔15°布置，每個監測斷面14個監測點，環向每間隔5 m布置，共13個環向監測段。如圖4所示。

圖4 監測點布置

2.3 模型計算結果及分析

2.3.1 典型施工階段選取

暗挖隧道施工過程中，導洞開挖順序的轉換及每個導洞開始開挖的時間對圍巖土體的應力重分布有很大的影響，由此按照施工方案選取隧道掘進距離L=18 m時，只開挖了導洞1、2，導洞3、4還未開挖作為A階段；選取L=28時，導洞5、6未開挖作為B階段；選取L=43時，導洞6未開挖作為C階段；選取L=48時，導洞6開挖5 m作為D階段，如圖5所示。

2.3.2 地層孔隙水壓力演化過程

地下水滲流隨著施工掌子面向前推進是不斷變化的，根據監測點距離施工掌子面的不同位置可動態掌握施工隧道孔隙水壓力縱向的演化過程，如圖6所示。其中正、負號分別代表掌子面前、后方未模擬施工和已模擬施工部分。

圖6 孔隙水壓力演化過程

地下水流入隧道、模型邊界的固定孔壓補給地層損失的地下水都是需要時間過程的，隨著掌子面向前推進，隧道監測點孔隙水壓力的計算值也在不斷變化；總體上看，從施工階段A-D，隧道縱向上以施工掌子面為中心，掌子面前、后一定范圍內，孔隙水壓力均明顯的呈現出先增大后減小的趨勢，并且該范圍內的分布特征與上述分析相同，在0°～15°以及90°～180°范圍內明顯高于斷面在15°～90°范圍內的孔隙水壓力，但在距離掌子面后方位置越遠，孔隙水壓力分布特征逐漸呈現出拱頂位置孔隙水壓力消散，承壓水層范圍內水壓力增大現象。

對比不同施工階段可以看到，在導洞1與導洞2開挖的階段A，土體最先受到擾動，地下水也最為豐富，距掌子面-15～5 m處，隧道0°～15°范圍內水壓力較高；在隧道90°～180°范圍內的承壓水地層，距掌子面前方10 m位置處，孔隙水壓力最大；導洞3與導洞4開挖的階段B及以后施工階段，導洞3、4隧道0°～15°和隧道90°～180°范圍內，孔隙水壓力較高位置均大多集中在距掌子面-5～10 m位置。

由此，隧道施工過程中，在施工掌子面前、后10 m到掌子面位置的范圍內，是發生涌水的關鍵位置，應采取合理的疏水措施，避免大量地下水流入隧道、初期支護結構遭到破壞。

選取階段D施工過程中地層孔隙水壓力的橫向分布云圖[圖7(a)]和縱向分布云圖[圖7(b)]，更加直觀地表現出地層孔隙水壓力的演化過程。

圖7為隧道施工D階段，距掌子面-45 m位置地層橫向斷面孔隙水壓力的分布和計算模型X=0位置地層縱向剖面圖，掌子面位置處孔隙水壓力在隧道拱頂位置出現應力集中現象，而在-45 m位置處拱頂位置孔隙水壓力消散，承壓水層范圍內水壓力增大。從圖7(b)可知，孔隙水壓力在導洞1、2與導洞3、4施工過程中隧道掌子面前方土體孔隙水壓力要比導洞5、6高，由此出現掌子面土體涌水坍塌的概率也高。綜合分析地下水對導洞施工順序的不同，掌子面前方水壓力集中程度也不同，總體上呈現先開挖導洞大于后開挖導洞、邊導洞大于中導洞、上導洞大于下導洞的分布規律。

2.3.3 地層變形演化過程

選取了4個典型施工階段x=0處地層的沉降云圖如圖8所示。

圖8 豎向位移云圖

由圖8可知，階段A開挖過程中，模型的豎向位移主要表現為導洞上方出現下沉，導洞底板向導洞內測鼓起，地層變形集中在導洞1與導洞2上方，沿開挖導洞拱頂部位向上，對上覆地層產生影響，沉降量逐漸降低，地表位置變形量小，位移云圖沿中軸線呈對稱分布。下部兩導洞開挖后，即階段B，上覆地層沉降量增加迅速，導洞1、2拱頂上方沉降量對上覆地層的影響范圍減小。階段C導洞5開挖后，模型的最大豎向位移逐漸向隧道中線分布，所以地層沉降值經歷了由沿中軸線對稱分布到集中在中軸線位置處的變化過程，然后階段D，導洞6的開挖，位移分布規律未出現明顯變化，變形量主要集中在中軸線位置，并沿中軸線對稱分布，隨埋深的增加而增加，并在導洞5拱頂位置達最大值。

3 現場監測數據分析

3.1 地表沉降分析

選取模型在x=0位置，y方向每間隔5 m布置地表縱向位移監測點；以x=0位置為原點，向X正負兩個方向，每間隔5 m設置地表橫向位移監測點與現場沉降監測點進行對比分析，計算結果如圖9所示。

KA、KB、KC、KD為施工階段A、B、C、D對應的縱向沉降曲線的斜率

施工在階段A到階段B的過程中，沉降曲線發生了顯著變化，沉降值明顯增大，增大幅度近20 mm，隧道施工至階段C，導洞5開挖后，橫向地表最大沉降量增幅最大，最大沉降值由22 mm增大到34 mm左右，橫向沉降槽曲率也明顯增大，曲線“U”形狀逐漸明顯；縱向沉降曲線的斜率K在階段A到階段B的過程中增幅明顯，在之后的階段C與階段D的施工過程中，沉降值與曲線斜率K的增大速率趨于穩定，并且施工掌子面處的地表沉降值也趨于穩定，在12 mm左右。

模型計算的隧道施工過程地層損失變化曲線與實際監測的變化曲線非常相似。隧道橫斷面跨度上方的地層損失與實際監測值的誤差是比較穩定的，穩定在2%之內。距離隧道橫斷面以外越遠的位置，誤差逐漸增大，監測值逐漸小于計算值。這主要是由于施工土體的擾動以及開挖失水產生的固結是有時間效應的，距離越遠時間效應越明顯，所以施工距離隧道中線越遠計算誤差會越大。

3.2 支護結構變形分析

隧道開挖圍巖應力釋放效應是由隧道處向地表逐漸衰減的，通過圖10觀察到，初期支護導洞1拱頂沉降與拱腳水平收斂均經歷了持續變形與逐漸變形穩定兩個階段，雖然模型計算的拱頂累計沉降值、拱腳收斂值略高于現場監測數據，但初期支護拱頂沉降以及拱腳水平收斂均分別在45、30 d左右達到穩定。

圖10 水平收斂累計值

4 結論

(1)施工掌子面孔隙水壓力集中的位置主要在暗挖隧道上方注漿形成的“注漿拱”的拱頂以及斷面未注漿的范圍，即以隧道中線為起點順時針轉動180°之后，孔隙水壓力在0°～15°及90°～180°范圍內明顯高于斷面在15°～90°范圍內的孔隙水壓力，所以施工過程中應加強隧道拱頂部位的回填注漿，掌子面處需要注意大量地下水從隧道拱頂、未注漿位置以及承壓水地層涌入隧道的現象發生。

(2)在施工掌子面前、后10 m到掌子面位置的范圍內，是發生涌水的關鍵位置，應采取合理的疏水措施，避免大量地下水流入隧道、初期支護結構遭到破壞。掌子面前方水壓力集中程度也不同，總體上呈現先開挖導洞大于后開挖導洞、邊導洞大于中導洞、上導洞大于下導洞的分布規律。

(3)通過對比現場監測數據與模型的計算數據，進一步佐證了模型計算的可參考性以及準確性。得到富水砂層大斷面暗挖隧道施工過程中，地面縱向沉降在導洞3與導洞4開挖過程中明顯增大，施工掌子面處的地表沉降值穩定在12 mm左右；初期支護拱頂沉降以及拱腳水平收斂均分別在45、30 d左右達到穩定。