復雜環境軟土地層盾構隧道推進實時動態仿真及變形預測研究
——以蘇州地鐵S1號線盾構區間為例

鄧聲君， 何 楊， 陳浩林， 周 峰， *， 朱 銳， 師文豪， 王 源， 馬千里

(1. 南京工業大學地下工程系, 江蘇 南京 211816; 2. 浙江大學濱海和城市巖土工程研究中心， 浙江 杭州 310058; 3. 蘇州科技大學土木工程學院, 江蘇 蘇州 215011; 4. 北京建工集團有限責任公司， 北京 100032)

0 引言

隨著城市軌道交通的快速發展，我國隧道及地下工程建設日益增多，盾構法作為一種隧道暗挖施工方法，因其安全可靠、對地面及周邊環境影響小的優勢，在以軟土地層為主的城市隧道建設中被廣泛采用，而盾構施工對周邊環境的影響是目前普遍關注的熱點問題[1]。

盾構施工對地層變形影響的研究主要分為經驗分析法、理論解析法、數值模擬法等。經驗分析法以經典的Peck公式為代表[2]，由于實際工程的特殊性與復雜性，Peck公式往往過于依賴經驗簡化，國內外學者結合實測，在此基礎上進行了修正[3-6]。劉波等[7]基于疊加原理，推導了雙洞平行隧道開挖引起的地表橫向沉降計算公式； 師剛等[8]與秦睿成[9]均基于實測數據和經典公式進行擬合，得到了雙線并行的沉降量分布函數； 張運強等[10]通過引入不同的土體參數，對已有沉降公式的參數進行調整，得到了更精確的針對不同土體參數的取值。理論分析法也是一種重要的研究手段，劉紀峰等[11]基于均質半無限空間假定和彈塑性力學原理提出了一層適合淺埋隧道地表沉降預測的彈塑性解； 劉波等[12]通過引入隨機介質理論，建立了考慮隧道不均勻收斂變形的地表沉降預測模型； 邵珠山等[13]以隨機介質理論為基礎，提出了不同斷面類型下隧道變形和地表沉降的計算模型。由于理論計算的基本假定與實際工況有差距，計算結果與實測存在誤差，而數值模擬法可以綜合考慮施工過程和土層的復雜性，其計算結果具有直觀性和良好的精確性等優勢，在實際工程中應用廣泛[14-20]。包小華等[21]基于修正劍橋模型，通過有限元軟件FLAC 3D對北京地鐵14號線雙線盾構進行建模，并采用剛度遷移法對盾構掘進及注漿過程進行模擬，分析了注漿等因素對地表沉降造成的影響； 潘濤[19]以寧波市軌道交通5號線為背景，基于摩爾-庫侖模型，通過有限元軟件ABAQUS建立了雙線盾構隧道及周邊單棟建筑的三維模型，重點分析了兩線的沉降槽分布規律及對該建筑產生的影響。然而，目前研究大多針對開挖完成后的最終應力狀態和變形進行描述，缺乏對開挖過程中土體各應力應變狀態及對周邊地表環境影響的分析，這不利于實際施工過程中的動態監測與管理。

目前盾構隧道開挖數值模擬研究中常采用摩爾-庫侖(Mohr-Coulomb)模型、修正劍橋(modified cam clay)模型、德魯克-普拉格(Druker Prager)模型及硬化(hardening soil)模型。Atkinson等[22]將應變分為非常小應變、小應變及大應變3類，并發現土體的剪切剛度在小應變區域內存在隨著應變的增加而急劇減小的現象。而軟土地層的基坑和隧道開挖所產生的應變有很大部分處于小應變區域[23-24]。在此情況下，若忽略小應變特性就會嚴重低估土體剛度，導致預測變形偏大，使得施工時不得不采用保守措施來滿足設計要求，造成不必要的資源浪費，因此研究采用HSS小應變硬化模型。

小應變硬化模型(簡稱HSS模型)恰能體現土體剪切硬化、壓縮硬化及土體小應變特性，能夠較真實地反應土體在開挖工況下的變形規律[25-26]。然而，模型中計算參數多，獲得對應參數的試驗方法相對復雜，且難以確保下穿不同類型建筑物時模擬的準確度。本文基于地層變形和建筑物變形現場實測數據，建立了盾構隧道-周邊建筑群一體化實時反饋三維數值模型，通過試驗段和預測段模型實時反演得到一套適用性較高的HSS模型計算參數，以實現盾構施工對周邊建筑群和地層變形的精細化數值計算。依托下穿多種建筑物的蘇州地鐵S1號線玉山廣場站—珠江路站盾構區間工程實例，驗證實時動態反饋模型的適用性，對盾構施工引起的地表及周邊建筑物變形規律進行分析，以期為實際施工提供參考。

1 工程概況

蘇州市軌道交通S1號線工程起點位于蘇州市工業園區，在3號線夷亭路站實現換乘，終點位于昆山市花橋經濟開發區，在花橋站與上海11號線換乘。線路全長約41.5 km，途徑蘇州工業園區、昆山市巴城鎮、昆山市高新區、昆山市經濟開發區、陸家橋、花橋經濟開發區，全線設站28座。本研究工程為玉山廣場站—珠江路區間，區間涉及的風險建筑分布如圖1所示。

圖1 風險建筑分布示意圖Fig. 1 Schematic of distribution of risky buildings

玉山廣場站—珠江路站區間隧道全長約1 165 m，采用加泥式土壓平衡盾構施工，分左右兩線依次掘進(先左線掘進、后右線掘進)。其中，區間左線長度為1 168.479 m，區間右線長度為1 165.193 m，左右線總長為2 333.672 m。盾構穿越眾多老舊建筑，基礎類型涉及各類樁基及淺基礎。盾構區域穿越主要地層有②1層粉質黏土、②y層淤泥質粉質黏土、④1層粉質黏土、⑤1層粉質黏土、⑦1層粉質黏土、⑦2層粉土夾粉砂，土層地理力學參數如表1所示。

表1 土層物理力學參數Table 1 Physico-mechanical parameters of soil

盾構頂進過程共穿越11棟中高風險建筑，包含淺基礎建筑3棟、樁基礎建筑8棟。中高風險建筑基本情況如表2所示。

表2 中高風險建筑基本情況Table 2 Basic situation of medium and high risky buildings

2 盾構隧道-周邊建筑群全區段一體化施工數值模擬

2.1 有限元計算模型

2.1.1 基本假定與本構模型

采用PLAXIS 3D建立三維數值模型，包含5萬個實體單元、9.8萬個節點。為簡化計算，做如下假定： 不考慮滲流問題的影響； 各土層均質水平分布； 建筑樁基呈矩形均勻排布，建筑荷載轉化為面荷載均勻分布于底板，忽略道路荷載及周圍堆載； 盾構頂進過程按10 m一環勻速前進。

土體采用HSS本構模型，管片、建筑底板及基礎均采用線彈性模型。

2.1.2 模型尺寸及邊界條件

模型采用笛卡爾坐標系，隧道軸線方向為y軸，盾構頂進方向為正方向； 與隧道軸線水平垂直的方向為x軸； 與隧道軸線垂直的豎直方向為z軸； 坐標軸符合螺旋定則。

計算范圍： 根據建筑風險等級，本模型以高風險建筑長城賓館西側86.5 m至高風險建筑奧林苑二期東側119 m處為邊界范圍，模型尺寸840 m(長)×140 m(寬)×45 m(厚)，土層厚度為45 m。

建筑建模： 通過PKPM建立建筑物上部結構模型，賦予材料屬性，以荷載的形式施加于基礎上。針對樁基建筑，將基礎簡化為規律排布的等長樁基，并通過底板結構轉化為整體模型，將上部荷載簡化為均布荷載施加于底板上，如圖2所示。針對淺基礎建筑，將其簡化為條形基礎，同樣根據上部結構荷載均勻布荷，如圖3所示。

圖2 建筑物樁基礎模型(市第一人民醫院)Fig. 2 Pile foundation model of building (Kunshan first hospital)

圖3 建筑物淺基礎模型(板橋弄48號樓)Fig. 3 Shallow foundation model of building (No. 48 Banqiao lane)

隧道位置與尺寸： 隧道分為左右兩線，兩線中心間距為13 m，埋深為22.38 m，直徑為5.9 m，管片材料為C50混凝土，厚度為0.475 m，如圖4所示。隧道模型采用線彈性本構，考慮管片接縫的影響，管片剛度折減系數取0.85，其結構材料參數見表3。

表3 隧道結構材料參數表Table 3 Material parameters of tunnel structure

土層分布： 從地表向下依次簡化為厚1.5 m②1粉質黏土、厚5.5 m②y淤泥質粉質黏土、厚13 m④1粉質黏土、厚10 m⑤1粉質黏土、厚5 m⑦1粉質黏土、厚7 m⑦2粉土夾粉砂，見圖4。

圖4 隧道及土層模型(單位： m)Fig. 4 Model of tunnel and soil (unit: m)

邊界條件： 盾構隧道-周邊建筑群全區段一體化模型上表面為自由約束，四周及下表面為全約束，整體模型如圖5所示。

圖5 盾構隧道-周邊建筑群全區段一體化數值模型Fig. 5 Integrated model of shield tunnel-surrounding buildings

2.2 土體小應變硬化(HSS)模型

2.2.1 HSS模型

HSS模型是Benz等在硬化(HS)模型的基礎上考慮土體在小應變區域內剛度隨應變非線性變化而提出的。通過增加2個小應變參數G0和γ0.7進行模型修正，得到考慮土體應力路徑與剛度相關性、同時反映小應變階段土體剛度變化特性的本構模型[27-28]。在標準排水三軸試驗下，其剪應力與軸向應變的關系與硬化(HS)模型相同，基本呈雙曲線型，表達式為：

(1)

式中：ε1為軸向應變；Rf為破壞比；E50為加載模量；q為剪應力；qa為極限偏應力。

在式(1)中引入小應變參數，得到各變形階段與應變相關的剪切剛度G，如式(2)—(3)所示。

(2)

(3)

模型優勢在于考慮了土體應力的歷史影響及剪切硬化和壓縮硬化的特性，反映了土體在小應變范圍內的剛度變化特性； 與其他模型相比，在基坑和隧道施工中具有更好的適用性[25,29-30]。

2.2.2 HSS模型參數取值

由于HSS模型參數較多，試驗方法較復雜[31]，在實際工程中往往難以直接獲得參數取值，常用經驗法獲取，即通過壓縮實驗得到壓縮模量Es，再按比例計算轉化為所需參數[32]，具體參數取值如表4所示。

表4 HSS模型參數取值方法Table 4 Methods of parameters acqusition of HSS model

通過經驗系數及地勘報告提供的壓縮模量Es得到模型參數的初始值，并結合數值模擬和監測數據，參考張晉勛等[33]所提模型參數敏感性，通過工程試驗段實時動態反演，進行HSS參數修正。

由于土體在荷載作用下并未發生破壞，在修正過程中模型的有效黏聚力、有效內摩擦角、剪脹角及破壞比等強度參數對最終變形結果影響極小。在該工況下，土體未過多產生剛度增加現象，剛度應力水平相關冪指數m對沉降變形量的影響并不敏感。剛度參數E50、Eoed、Eur對地表沉降量的影響較大。其中，E50及Eur與沉降量成反比，Eoed與沉降量成正比，E50對地表沉降量的敏感性最高。小應變參數G0主要影響隧道襯砌拼接后沉降回彈量與沉降量的比例關系，隨著G0的增加，回彈比例逐漸減小。

HSS模型計算參數選?。?通過試驗段參數實時動態反演，修正得到符合蘇州地區土層變形特性的HSS模型參數，如表5所示。

表5 HSS模型參數取值Table 5 Modified parameters of HSS model

2.3 模擬流程及方法

在盾構隧道頂進過程中，盾構注漿壓力、掌子面壓力及推進力3個施工因素對周邊環境變形的影響較大，因此建立如圖6所示的盾構模型。

圖6 盾構數值模型Fig. 6 Numerical model of shield

由于模擬范圍較大，土層存在不均勻性，單一的土層參數難以準確模擬實際情況，同時本工程建筑信息較為復雜，存在前期土層注漿加固、結構改造與老化、基礎信息不全等不利因素，對模型的精確性產生較大影響。因此基于現場實測數據所示實時動態修正參數的研究方法，計算流程如圖7所示。采用該方法基于土體試驗參數和設計參數建立初步模型； 根據試驗段地表沉降實測值，修正土體HSS模型參數，得到試驗段模型； 在該模型基礎上，針對下穿建筑物的預測段，分別通過每周的建筑測點實測值、地表沉降實測值、盾構頂進技術參數的調整等信息，將模擬段沉降值與實測沉降值進行擬合，對建筑基礎參數、土體模型參數、盾構模型參數進行二次修正，得到預測段模型，即盾構隧道-周邊建筑群全區段一體化三維數值模型。

圖7 計算流程圖Fig. 7 Calculation flowchart

3 盾構施工引起的地表及建筑物沉降影響分析

在盾構頂進過程中，地層與建筑物的變形主要表現為豎向沉降，分別對隧道橫縱斷面的地表沉降、建筑物關鍵點位沉降、左右線隧道沉降情況進行分析。

3.1 隧道橫斷面方向地表沉降分析

選取高風險建筑長城賓館東側剖面1橫斷面進行監測點分析，監測點位如圖8所示，共包含13個監測點位。

圖8 剖面1橫斷面監測點位圖Fig. 8 Monitoring points of cross-section 1

圖9為左右雙線盾構依次頂進到不同位置時的工況狀態。其中，圖9(a)中的工況1為左線開挖至200環階段，此時右線尚未開挖； 工況2為左線開挖至930環，此時右線已開挖至200環。

(a) 工況1

(b) 工況2圖9 盾構頂進關鍵工況示意圖Fig. 9 Schematic of critical working conditions

圖10為2種工況下剖面1橫斷面地表沉降變形實測曲線與數值模擬曲線圖。由圖可知，工況1左線隧道開挖引起地表最大沉降模擬值為9.51 mm，實測最大沉降12.53 mm，均發生在左線隧道軸線上方測點DBZ105處； 工況2左右線盾構依次掘進后，引起地表最大沉降模擬值為11.28 mm，實測值為15.22 mm，最大模擬值和最大實測值均位于左右線中部區域的測點DBZ105-5處。2種工況的沉降曲線均呈“V”形，符合劉波等[7]提出的雙線并行隧道Peck公式。左線隧道沉降明顯大于右線的原因是： 左線盾構開挖掘進首次產生應力釋放，與右線隧道二次應力釋放相比，應力釋放率更高。實測值與數值模擬結果規律一致，考慮實際施工因素，數值差距在合理范圍內，驗證了本模型的適用性。

(a) 工況1

(b) 工況2圖10 剖面1橫斷面地表沉降曲線Fig. 10 Subsidence curves of cross-section 1

3.2 隧道縱斷面方向地表沉降分析

為分析盾構施工引起周邊變形的影響范圍，以盾構左線經過危險建筑長城國際廣場時的進度115環為例，選取位于隧道左線正上方的關鍵剖面2進行沉降分析，如圖11所示，共8個監測點。

圖11 剖面2縱斷面監測點位圖Fig. 11 Monitoring points of longitudinal cross-section 2

剖面2縱斷面地表沉降曲線如圖12所示，最大變形量可達16.2 mm，主要發生在隧道掌子面與盾構掘進反方向35環(約40 m)范圍。

圖12 剖面2縱斷面地表沉降曲線(左線)Fig. 12 Subsidence curves of longitudinal cross-section 2 (left line)

3.3 地表沉降隨盾構掘進發展規律

在盾構掘進過程中，地表最大變形位于隧道軸線上方，同時考慮盾構施工對高風險建筑的影響，選取隧道左線上方測點DBZ75、右線上方測點DBY125進行沉降分析，監測點位布置如圖13所示。

圖13 關鍵監測點位布置圖Fig. 13 Locations of critical monitoring points

監測點地表沉降量變化曲線如圖14所示，圖中變形量負值代表沉降，正值代表隆起。

(a) 左線隧道地表測點DBZ75

(b) 右線隧道地表測點DBY125圖14 地表沉降量變化曲線圖Fig. 14 Settlement curves of ground surface

在模擬過程中設置盾構單位頂進長度為10 m，由此導致變形影響區域有所提前； 對于隧道上方地表測點，模型未考慮施工時地面道路正常通行的車輛荷載，場地堆載等因素，因此，圖14(a)、 (b)地表監測點實際沉降值大于模擬沉降值，如左線隧道地表測點DBZ75的實測沉降值最大可達16 mm，模擬最大沉降值約為8.8 mm； 右線隧道地表測點DBY125，實測最大沉降值約為10 mm，模擬值接近，略偏小，左線隧道盾構掘進引起的地表沉降明顯大于右線隧道。

由圖14可知，隨著盾構頂進，地面沉降曲線呈勺形變化。變形可分為如圖15所示的4個階段。

圖15 盾構隧道地表沉降發展階段示意圖Fig. 15 Stages for surface settlement development of shield tunnel

階段1： 盾構前方土體受到盾構頂進力作用，在掌子面壓力的作用下土體產生少量變形。當掌子面壓力偏大時，土體在掌子面壓力作用下向盾構前部堆積，地表產生隆起現象； 當掌子面壓力偏小時，土體向盾構內部方向塌陷，地表產生沉降現象。由于該階段變形量與盾構推進時的掌子面壓力有關，實際施工中頂進力因時調整，而模擬中參數根據施工日志調整。本模擬工況為隆起變形，變形量為0～2 mm； 實測地表變形量為-4～3 mm。

階段2： 盾構對土體進行切削注漿并對管片進行拼接，由于刀盤切削土體，以及刀盤尾部、注漿段及管片之間存在間隙造成大量地層損失，最終導致地面出現大量沉降。模擬最大沉降值約為18 mm，實測最大沉降值約為16 mm。

階段3： 在管片完成拼接后，由于地應力逐步釋放，同時管片具有較大剛度，導致隧道結構及上部土體出現上浮現象，已有沉降量出現回彈，模擬與實測回彈量較為接近，均為1～2 mm。

階段4： 由于土體被擾動后的二次固結作用，地表會出現持續且較為緩慢的下沉過程，該階段變化量較小，模擬大小為0.5～1 mm，而實際工況中土體自然固結過程較為緩慢，變形并不明顯。

3.4 周邊建筑物沉降隨盾構掘進發展規律

針對盾構掘進對周邊建筑物的影響，選取長城賓館測點JZ4-1、JZ4-2作為研究對象。由于基礎形式的簡化及結構資料的缺失，風險分析時考慮將建筑荷載取較大值，同時實測中建筑沉降監測點位于建筑結構上，地層變形引起的沉降敏感性較差。因此，圖16中建筑測點沉降模擬值大于實測值，最大模擬沉降量可達12 mm，而最大實測值約為8 mm。

圖16 建筑物關鍵監測點沉降量變化曲線圖Fig. 16 Settlement curves of critical mornitoring points of building

3.5 隧道左右線依次掘進對比分析

本工程區間盾構采用左右兩線依次掘進，當左線盾構推進至730環(約880 m處)時再進行右線推進，由3.3節和3.4節可知，左線盾構推進引起的沉降已達到較為穩定的狀態，此時進行右線開挖對鄰近建筑存在二次風險。選取建筑監測點JZ4-1研究沉降變化規律，圖17(a)為剖面1沉降達到穩定階段時，左線開挖200環(右線未開挖)，右線開挖200環(右線已開挖至930環)2個階段沉降對比圖，左右線依次掘進后的剖面1橫斷面沉降曲線呈“W”形。由于地應力二次釋放原因，右線模擬值和沉降值均明顯小于左線。由于模型未考慮施工時地面道路正常通行的車輛荷載，場地堆載等因素，因此左右兩線實測值均大于模擬值，左線實測值最大可達12.5 mm。長城賓館監測點JZ4-1模擬曲線呈勺形變化規律，與橫斷面規律一致，左線隧道掘進引起的模擬和實測沉降值大于右線隧道，左線實測沉降值約8 mm，模擬沉降值約為12 mm，左線模擬值大于實測值，而JZ4-1測點靠近右線隧道，會出現沉降實測值略大于模擬值。

(a) 剖面1橫斷面地表沉降

(b) 長城賓館監測點JZ4-1圖17 建筑物關鍵測點及剖面沉降曲線對比Fig. 17 Settlement comparison of critical points and section of building

對于其他高風險建筑，建筑物最大沉降實測值如表6所示。

根據建筑物沉降情況，除長城賓館因施工因素在右線掘進中沉降量偏大外，其余測點由于已經完成左線開挖，地應力已經初步釋放； 左線隧道的荷載對于土體產生了進一步固結作用，因此沉降量控制在較小范圍內。而左線隧道管片結構也對土體產生了一定的加固作用，且由于先掘進左線隧道時采取了注漿加固等施工措施，故導致右線掘進時引起的沉降變化量小于左線掘進。而長城廣場和第一人民醫院由于與右線隧道距離接近，右線隧道掘進引起的沉降值略大于左線頂進，通過盾構全區間模擬與實測發現，右線隧道模擬和實測沉降量為左線的50%～70%。

4 結論與建議

1)建立了基于HSS本構模型的區間隧道-周邊建筑群全區段一體化三維數值模型，提出了一套基于現場實測數據進行實時動態修正參數的研究方法，通過蘇州地鐵工程實例驗證了工程適用性。

2)基于未下穿建筑物的試驗段數值模型和地表沉降實測值，可反演得到一套適用當地土層的HSS模型修正參數；在該HSS模型基礎上，針對下穿建筑物的預測段，分別通過建筑測點實測值、地表沉降實測值、盾構技術參數的調整等信息，對建筑基礎參數、土體模型參數、盾構模型參數進行二次修正，擬合效果較好。

3)對于直徑6 m的圓形盾構掘進，引起軟土地層地表及周邊建筑物主要的沉降變形影響范圍在隧道掌子面沿掘進方向50環與掘進反方向35環區間內。建筑物基礎由于存在早期注漿加固等施工措施，實測沉降量一般小于模擬值，也小于鄰近地表變形量，如長城賓館實測最大沉降為7.38 mm，鄰近地表實測最大沉降量為16.2 mm。

4)盾構左右線依次掘進對周邊環境影響主要風險在于先掘進的左線隧道，后掘進的右線隧道產生的變形量明顯偏小，在力學機制上與地應力的初次和二次釋放有關，也與先掘進左線隧道時采取的注漿加固等施工措施相關，通過盾構全區間模擬與實測發現，右線隧道模擬和實測沉降量為左線的0.5～0.7倍。

針對雙線區間盾構隧道施工，建議重點關注首條盾構開挖引起的地層變形，尤其是開挖面前50環、后35環區間范圍內的地層變形情況。