軟基地段明洞不均勻沉降后的回填安全性及加固措施研究

程正明

(廈門路橋建設集團有限公司，廈門 361026)

0 引言

傍山、斜交出洞或平地下穿隧道的進出口段常采用明洞結構形式。由于受地形限制和地質條件影響，明洞容易產生邊坡穩定、偏壓和地基承載力不足等問題，在設計和施工中應引起足夠重視。特別是軟基地段，如處理不當，明洞容易發生不均勻沉降問題［1］。前人在隧道明洞設計和施工方面做了大量的工作:文獻［2］介紹了公路隧道明洞簡明結構計算方法和工程應用實例;文獻［3］采用荷載-結構模型對偏壓隧道明洞襯砌受力狀態進行有限元計算，分析了隧道襯砌的安全性和穩定性;文獻［4］研究了隧道偏壓明洞在不同洞頂回填傾角下的受力分析;文獻［5］綜述了鐵路隧道洞口及明洞段邊坡防護工程;文獻［6］結合具體工程實例，介紹了明洞施工現場控制技術;文獻［7］探討了采用雙漿整治明洞病害加固軟弱地基的工程實例;文獻［8］對高填土、軟基礎大跨明洞進行數值模擬分析，并提出了施工方案;文獻［9］探討了隧道明洞洞頂合理填土高度;文獻［10］通過有限元結構計算，分析了半基巖半樁基混合基礎公路隧道明洞穩定性。綜上可見，采用數值計算方法，建立合理的結構分析模型，可有效解決明洞結構設計問題。現有的研究主要是針對設計和施工階段的方案制定，而針對軟基明洞不均勻沉降病害分析處理的研究還比較少見。

廈門翔安海底隧道翔安端洞口段為低洼地帶，隧道埋深很淺，設置140 m長明洞段。由于基底承載力極低且分布不均勻，明洞二次襯砌澆筑后開始回填時，監測發現明洞段整體呈緩慢不均勻下沉趨勢，部分地段出現二次襯砌開裂，仰拱出現沉陷、開裂、錯臺和滲水等病害現象。經前期加固處理后，病害基本穩定，但整體沉降還未得到完全控制;同時，后續填土加載還將對結構變形和安全性產生更不利的影響。為此，本文采用結構-荷載模型對明洞結構填土前后的受力、變形和安全性進行分析，結合現場實際情況，制定了后期加固處理措施和回填方案，有效控制了不均勻沉降。

1 現場情況調查

1.1 工程概況

廈門翔安隧道是國內第1座海底隧道，連接廈門本島東部和翔安區大陸架，隧道全長6 050 m，穿越海域寬4 200 m，設三孔隧道，左右洞共設雙向六車道，中孔為服務洞。

翔安端洞口段屬軟基地段，隧道埋深不足10 m，考慮到三車道大斷面隧道超淺埋暗挖較為困難，故設置140 m明洞段(樁號范圍K12+585～+445，小里程方向接暗洞)。該地段原地面屬溝底地帶并有多處溝洼存水和兩處水塘，地表水、地下水豐富，地下水主要受大氣降水的補給。仰拱基底處于地下水位線以下，開挖面上部為殘積黏土、亞黏土，下部為全強風化花崗巖，滲透性較差，為弱或微含水層。全強風化花崗巖遇水膨脹、軟化，呈流塑狀，為V級圍巖。

1.2 地基處理情況

明洞仰拱開挖時，基底為干塑狀，遇水1～2 h后即軟化。采用靜力觸探測得基底承載力為85～190 kPa(較不均勻)，平均 133 kPa，小于設計值(200 kPa)。

明洞仰拱施作前基底采用換填砂碎石處理，并在洞口和明暗洞交接處進行局部加強。右洞明洞段地質條件相對較好，比左洞和服務洞滯后施工，及時進行了設計變更，對基底進行了加強處理。明洞段基底換填處理如表1所示。左洞明洞橫斷面及基底處理如圖1所示。

1.3 施工過程及病害調查

明洞二次襯砌采用10 m長鋼模板臺車施作，即每10 m分布一道施工縫，在K12+445(明暗洞交接處)和K12+505處各設一道沉降縫。左右洞明洞洞頂設計填土高約9 m，現場照片如圖2所示。

表1 明洞段基底換填處理Table 1 Foundation treatment of open-cut tunnel section

明洞二次襯砌澆筑完工后，填土過程中，現場監測發現，左洞和服務洞二次襯砌及仰拱出現開裂和滲水現象，現場立即暫停填土。連續監測9個月后，病害基本趨于穩定。以左洞為例，二次襯砌裂縫主要表現為環向裂縫，施工縫普遍出現裂紋，左側(靠邊坡側)明顯多于右側，大裂縫主要有3處;仰拱病害包括開裂、沉陷、錯臺，以斜向和縱向開裂為主。左洞明洞二次襯砌、仰拱主要病害如表2和表3所示。

服務洞明洞病害與左洞類似，但總體情況要好于左洞。右洞由于地質條件相對較好，且基底經過加強處理，沉降不大，未發現開裂現象。

表2 左洞明洞二次襯砌主要病害Table 2 Main diseases of secondary lining of open-cut section of left tunnel tube

表3 左洞明洞仰拱主要病害Table 3 Main diseases of invert of open-cut section of left tunnel tube

1.4 前期加固措施及成效

明洞出現病害后，分析其原因主要是基底承載力不足，導致明洞結構發生不均勻沉降。現場采取暫停回填、加強監測、仰拱注漿(鋼花管，L=3.5 m，φ 42 mm×3.5 mm，縱向間距為5～10 m，注水泥單液漿)等加固處理措施。

現場對明洞累積沉降和裂縫狀況進行重點監測。明洞二次襯砌澆筑完成后9個月(前期加固處理已實施)，各里程段明洞累積下沉量為30～57 mm，差異沉降為27 mm。

經前期處理后，病害基本趨于穩定，表現為沉降減緩，二次襯砌和仰拱的裂縫長度、寬度基本穩定，說明仰拱注漿治理起到了一定作用。沉降監測結果同時也表明，明洞整體下沉現象并未得到完全控制，仍在緩慢發展。分析其原因，主要是前期仰拱注漿加固方案總體偏弱，對拱腳支撐有限，未能達到完全固結仰拱地基及有效封堵地下水的目的。

2 左洞明洞結構安全性分析

由于前期加固未達到預期效果，后期填土還將繼續加載，需對前期處理后的明洞結構安全性進行評估，并研究分析填土對結構變形和安全性的影響。

2.1 計算模型

明洞填土前，可近似看作空心彈性地基梁結構;填土后，由于上方填土層較薄，可不考慮填土成拱效應。因此，明洞結構分析可采用荷載-結構模型，假設明洞為空心彈性地基梁結構，計算可直接獲得明洞結構任意截面的彎矩和剪力分布，便于安全性分析。明洞荷載模型如圖3所示。

圖3 明洞荷載模型示意圖Fig.3 Load model of open-cut tunnel

計算采用梁單元進行模擬，用Ansys10.0軟件進行分析。明洞長140 m，共21 320個單元、29 610個節點。明洞單元模型如圖4所示。考慮到施工縫影響，計算時結構剛度整體按80%折減。

圖4 明洞單元模型Fig.4 Element model of open-cut tunnel

2.2 計算參數取值

2.2.1 材料參數

根據地勘及設計資料，填土層重度為18 kN/m3，泊松比為0.4，內摩擦角為20°，黏聚力為50 kPa。混凝土、鋼筋主要參數如表4所示。

表4 混凝土、鋼筋計算參數表Table 4 Calculation parameters of concrete and steel bar

2.2.2 基底抗力系數的確定

彈性地基梁結構計算時，需要基底抗力系數k值，k值取決于基底水文地質條件。明洞基底已經過換填和前期注漿加固處理，構成較為復雜，其k值難以準確估算。

鑒于明洞自重作用下的基底不均勻沉降已有實測值，故可以采用試算法反推k值。首先，根據回填地質資料和變形結果進行估算，在變形較小部位抗力系數較大，其他部位相對較小;然后，采用反復調整基底抗力系數的方法模擬在自重荷載作用下結構的變形，當計算變形和實測變形基本吻合后，可認為此時的基底抗力系數能反映真實情況，并是合理可靠的。

用試算得到的k值計算回填土荷載作用下結構增加的變形。應該指出的是，k值是地基不均勻承載力的反映，是一個空間變量。

2.3 安全系數計算方法

參考《公路隧道設計規范》［11］和文獻［12］，采用破損階段法驗算襯砌截面強度，按式(1)確定結構安全系數。

式中:K為結構在純彎條件下的安全系數;Ms為結構極限承載彎矩的標準值;M為結構在外荷載作用下的最大彎矩。

式中:ρmax為混凝土彎曲抗壓強度標準值;I為隧道截面對形心水平軸的總慣性矩;y為隧道截面中性軸距。

2.4 計算結果分析

分別對明洞自重荷載作用和回填土加載2組工況下的結構變形和受力及安全性進行計算，主要結果分析如下。

2.4.1 自重作用下的受力狀況

計算表明，由于地基縱向不均勻沉降造成襯砌結構拱腳環向拉應力集中，超過混凝土的抗拉強度導致襯砌開裂。左側開裂偏多是受邊坡擠壓影響形成的。邊墻最大的 3條裂縫(ZK 12+530、ZK12+510、ZK12+498)與該斷面附近基底承載力不均勻系數和約束條件相關，其中ZK12+505為沉降縫位置。

2.4.2 填土后沉降預測

左洞明洞(ZK12+450～+580)布點監測拱頂變形(明洞沉降)，測點間距為10 m，二次襯砌澆筑完成9個月后累積沉降漸趨穩定(未填土)。填土前隧道實測沉降、計算和回填到設計標高后的累積沉降預測結果對比如圖5所示。

圖5 填土前后明洞累積沉降Fig.5 Total settlement of open-cut tunnel before and after backfilling

由圖5可知:1)自重條件下累積沉降實測值和計算值變形量級和趨勢大致相同，據此反算得到的基底抗力系數應是可靠的。2)填土9 m后，明洞整體變形和差異變形都進一步增大，整體變形達到76～156 mm，最大差異沉降達到80 mm，可導致裂縫進一步擴大，對結構安全不利。

2.4.3 填土前后結構安全性評價

計算表明，明洞最大正彎矩出現在ZK12+510附近，此處為結構安全最不利斷面，該斷面位于沉降縫附近，周邊已發現2條大裂縫(ZK12+510、ZK12+498)，應重點關注。值得注意的是，該斷面沉降計算結果與周邊斷面相比，反而較小，其原因是受附近沉降縫和周邊不均勻基底抗力系數影響，由此造成此處結構差異沉降，局部受拉。填土前后隧道各斷面結構最小安全系數計算結果如表5所示。

表5 結構安全系數計算結果Table 5 Calculation results of structural safety coefficient

參考《公路隧道設計規范》，素混凝土K≥2.4，鋼筋混凝土K≥2。從表5可以看出:隨填土高度的增加，結構安全系數逐漸下降;填土到設計標高后，結構安全系數為2.11，滿足規范要求，可認為結構受力是安全的。填土過程應多次、分層、對稱，避免大型機械震動碾壓，防止造成襯砌結構損傷。

雖然明洞填土后結構安全系數滿足要求，但結構整體沉降和差異沉降繼續增大，可導致結構裂縫進一步發展，造成隧道滲漏水、鋼筋銹蝕、仰拱錯臺，從而影響使用功能，降低使用壽命。

3 后期加固方案

鋼筋混凝土結構在正常使用年限內，除了要求結構受力安全，還應滿足適用性和耐久性的要求，裂縫數量、寬度應滿足使用功能及設計壽命等要求。在填土前，必須對基底進行加固，特別是拱腳部位，目的是減少總沉降量，并盡可能控制不均勻沉降;同時，必須對襯砌和仰拱裂縫進行封閉，以保證隧道襯砌的防水性和耐久性。

基于上述分析，結合前期處理現場經驗，研究制定了明洞樹根樁注漿加固方案。

3.1 左洞

1)注漿范圍。ZK12+585～+415段，共長170 m，其中明洞140 m，暗洞30 m。

2)注漿布置。襯砌兩側墻腳處采用φ 127 mm大孔徑樹根樁形式，每側布置2根樹根樁，鉆孔深度為6 m，注漿管采用φ 108 mm×6 mm鋼花管;仰拱中央采用φ 42 mm×3.5 mm鋼花管，鉆孔深度為4.5 m。左洞明洞樹根樁加固如圖6所示。

圖6 左洞明洞樹根樁加固Fig.6 Root pile reinforcement of open-cut section of left tunnel tube

3)縱向間距。重點加強左側，明洞段左側樹根樁縱向間距為3 m，右側縱向間距為4 m;明洞仰拱中央φ 42 mm注漿管縱向間距為3 m;暗洞段左右側樹根樁縱向間距均為4 m，φ 42 mm注漿管縱向間距為4 m。

4)漿液。采用水灰質量比(0.3～0.5)∶1的普通水泥漿液，分次間歇式、跳孔注漿。樹根樁注漿壓力控制在1.5～2 MPa，φ 42 mm注漿管注漿壓力控制在1～1.5 MPa。

3.2 服務洞

服務洞 NK12+450、NK12+500、NK12+510、NK12+520、NK12+557里程出現貫通的環向裂縫。服務隧道重點對上述5道裂縫處結構兩側墻腳采用樹根樁注漿補強。樹根樁在裂縫兩側對稱布置，每側布置3根，縱向間距為3 m。服務洞明洞樹根樁加固如圖7所示，其他參數與行車隧道相同。

3.3 裂縫

對明洞襯砌和仰拱結構裂縫進行灌漿封閉，做到不滲不漏，同時加強明洞襯砌外側防水層施工質量檢查。

4 回填過程沉降監測

后期加固措施完成后，按多次、分層、對稱壓實的方式進行填土，同時加強洞內監測。典型斷面ZK12+470沉降過程曲線如圖8所示。從圖8可以看出，填土加載結束一段時間后，變形趨于穩定，說明后期加固效果良好，即加載后總沉降已得到控制。

加固回填后各斷面實測最終沉降與現狀回填后預測最終沉降對比如圖9所示。

由圖9可知:1)加固后實測沉降普遍小于未加固的預測沉降，兩者分布規律大致吻合，說明計算模型和預測的沉降規律是正確的;2)后期加固處理方案達到預期目的，即基礎承載力得到改善，總沉降和不均勻沉降都得到有效控制。

5 結論與體會

1)由于基底承載力不均勻系數大，基底換填處理強度偏弱，明洞施作后出現不均勻沉降，造成襯砌結構拱腳和仰拱環向拉應力集中，導致開裂;前期處理方案加固強度偏弱，未能完全控制變形發展。

2)采用荷載-結構模型進行明洞安全性分析，基底抗力系數利用自重作用下的實測變形反算求得，填土9 m后，明洞整體沉降達到76～156 mm，最大差異沉降達到80 mm，最不利截面(ZK12+510)安全系數為2.11。雖然結構安全系數滿足規范要求，但不均勻沉降導致的裂縫、錯臺和滲水將嚴重影響隧道使用功能和耐久性，必須限制總沉降量和不均勻系數。

3)明洞襯砌兩側拱腳采用大孔徑樹根樁加固，仰拱中央采用TSS鋼花管注漿加固，對裂縫進行灌漿封閉處理，采用多次、分層、對稱方式填土。

4)沉降監測結果表明，本文建立的計算模型和預測沉降規律是正確的，采取的后期加固措施效果良好，變形得到了有效控制。

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