盾構橫通道內始發加固土體范圍優化分析

王 凱 （遼寧省交通規劃設計院有限責任公司，遼寧 沈陽 110000）

1 引言

盾構始發與接收是盾構法施工中的關鍵環節，也是具有很大工程風險的工序，在洞門破除時極易出現涌泥涌砂及地表沉陷等現象，危及附近地下管線和建筑物的安全。為避免上述現象的發生，需對端頭范圍內土體進行加固，實現土體的自穩與止水。胡俊等[1]對不同工況下盾構始發掘進進行了數值分析，發現洞門鑿除后，暴露的土體雖有向外張拉的趨勢，絕大部分處于受壓狀態。江玉生等[2-4]進行了基于強度與穩定性的端頭加固理論模型及敏感性分析，提出基于強度理論荷載等效模型和基于穩定性理論的砂性土端頭滑動模型，更真實地反映端頭土體受力狀況。吳韜等[5]對盾構出洞區加固土體穩定性進行了研究，通過既有加固理論及工程實際，提出抗滑移失穩是出洞加固中安全控制的關鍵。宋克志等[6-7]對淺埋盾構隧道端頭土體進行了穩定性極限平衡分析，發現端頭土體自身的內摩擦角和黏聚力越大，穩定系數越大；加固體厚度越大，端頭土體穩定性越好；但隨著洞門直徑的增大，端頭土體穩定系數逐漸降低。

2 工程概況

某地鐵工程沿線下穿城市干道，始發端臨時豎井、橫通道與區間暗挖段為盾構提供吊入、平移始發條件，并充當掘進階段用作出渣進料通道。盾構于暗挖擴大段內進行始發，為不影響城市道路交通，選擇于暗挖擴大段內對端頭土體進行水平注漿加固。始發段環向注漿加固范圍取區間標準隧道結構外3m 厚的范圍，縱向加固長度取距離洞門8m。擴大段截面共設78 個基孔，基孔沿加固體周邊環向間隔0.8m 布置，周邊每個基孔做4 個輔射孔；中間部分布孔間距為0.8m×0.8m 梅花布置，并根據地層適量增減。注漿后加固體的形狀近似為圓柱體。場區地層由第四系全新統人工填土層、第四系中更新統沖洪積粘性土和砂土、白堊系泥巖組成。根據工程勘察報告，各土層承載力特征值及力學參數見表1，其中橫通道開挖范圍內主要土層為中砂層與泥巖層。

表1 土層力學參數

圖1 工程整體模型示意圖

3 有限元數值模擬

3.1 有限元模型建立

3.1.1 模型介紹及相關參數

隧道埋深H=20.9m，隧道管片外徑D=6m，每環管片長1.2m。根據盾構施工經驗及理論分析，并考慮隧道開挖后對周圍土體應力、應變的影響，有限元分析的模型區域一般情況下確定為3～5倍隧道開挖直徑。參考類似工程施工的數值模擬經驗，查閱相關文獻并結合本工程盾構始發的實際情況，確定幾何模型尺寸：盾構隧道水平方向左右兩側各取為5D；盾構隧道下方至底部邊界取為5D，隧道上方取至地表；隧道縱向上取為30 環管片，共36m。選取盾構始發有限元計算模型：x=66m、y=36m、z=56m。對應尺寸的三維有限元計算模型見圖2。

圖2 三維有限元計算模型

模擬過程中管片采用彈性單元，其他材料采用摩爾庫倫模型。盾構管片為C50 預制鋼筋混凝土管片，管片環寬1.2m，厚0.3m。根據相關規范，襯砌管片的計算參數?。簭椥阅Ａ縀=31.5GPa；泊松比μ=0.17；重度γ=25kN/m3。加固體的力學參數結合工程及相關文獻?。簭椥阅Ａ縀=100MPa；泊松比μ=0.25；重度γ=20kN/m3；粘聚力C=300kPa；摩擦角φ=30°。通過在管片外圍施加均質、等厚的注漿層來模擬盾尾注漿過程。根據相關工程施工經驗及文獻，并考慮到漿液逐漸硬化的過程，同步注漿層力學參數取：彈性模量E=70MPa；泊松比μ=0.2；重度γ=20kN/m3；粘聚力C=40kPa；摩擦角φ=40°，建模過程中所用各種材料的主要力學參數見表2。

表2 管片、注漿層、加固體相關參數

3.1.2 模擬工況

有限元模型在施工階段共分30 步來模擬盾構開挖，具體施工過程如下。

初始階段，盾構還沒有進行開挖，激活所有土體單元在重力荷載作用下形成土體的初始應力平衡，并且進行位移清零；解除第一步開挖范圍內的節點約束，以此來模擬洞門破除階段的施工。

掘進階段，以第一環開挖為例。首先在第一環土體的掌子面上激活刀盤面壓力，保證開挖面的穩定；隨后鈍化第一環管片內部的土體單元，激活第一環盾構管片，并激活第一環管片周圍的注漿層與注漿壓力，至此完成盾構隧道的第一環施工。以此類推，在開挖下一環時，激活下一環開挖土體上的面壓力，鈍化內部土體單元并激活盾構管片、注漿層與注漿壓力。直到縱向30 環隧道全部開挖完畢，模擬計算結束。

3.2 加固體受力與變形分析

3.2.1 拆除洞門階段

盾構始發施工階段，洞門的臨時維護結構已經拆除，而此時盾構刀盤還沒有切削到洞門處的加固土體，洞門部分的加固體處于臨空階段。在其后水土壓力的作用下，加固體有向暗挖段臨空面內部滑移的趨勢。洞門拆除后加固體洞內水平方向的位移云圖見圖3，加固體所受的剪應力云圖見圖4。當縱向加固長度為8m、橫向加固厚3m 時，破除洞門臨時支護后，盾構端頭處的加固土體有向臨空面滑移的趨勢。其中洞門中心處的加固土體DY方向位移值最大，最大水平位移達到了2.98mm，表明在洞門臨時維護拆除后，加固體能夠較好地控制土體向洞內方向的滑移，而豎向及兩側方向的位移變化并不明顯。

圖3 縱向加固8m破洞門DY位移云圖

圖4 縱向加固8m時最大剪應力云圖

臨時洞門破除后加固體可能會發生抗剪破壞，上述加固體剪應力云圖顯示，剪應力主要呈圓形分布在洞門邊緣區域，最大剪應力約為288kPa 左右，出現在加固洞門的下邊緣處，這與洞口土體產生洞內滑移趨勢相符。剪應力小于工程中加固體的抗剪強度400kPa，此時加固體安全系數約為1.4。

3.2.2 掘進階段

洞門臨時支護破除后，盾構進行始發掘進施工，將模擬得到的盾構始發掘進30 環階段引起的地表隆沉變化及拱頂位移變化進行統計分析，得到了盾構掘進完畢土體DZ方向的位移云圖，見圖5。隧道拱頂處、沿線地表豎向位移及地表實際監測豎向位移隨盾構環數的變化曲線，見圖6。

圖5 縱向掘進30環DZ方向為位移云圖

圖6 地表沉降實測與模擬變化曲線

盾構前30 環掘進結束后，端頭加固段范圍內地表沉降值及拱頂沉降值都較小，洞門處地表沉降值為5mm 左右；掘進環數增加，地表沉降值逐漸增大至13～14mm 左右，拱頂沉降值增大至30mm 左右。隨著盾構開挖環數的增加，地表及拱頂沉降的變化趨勢基本相同，但拱頂沉降的變化速度要大于地表沉降的變化速度，表明盾構端頭加固能較好地抑制土體的豎向位移，能在一定程度上控制隧道拱頂沉降向地表的傳遞。由圖6 可知，模擬得到的縱向地表沉降曲線與實測沉降曲線整體差別不大；前6 環模擬結果較實測數值大，之后趨于穩定，說明模擬結果能較好地反映工程實際。

4 洞門土體加固范圍優化

本文分別模擬了當縱向加固范圍為2m、4m、6m、8m、10m、12m 條件下洞門破除階段加固體的位移與受力情況，得到不同加固范圍工況下進行洞門破除施工加固體剪應力與臨空面變形情況。限于篇幅，將不同加固范圍條件下破除洞門施工加固體洞內方向的變形、最大剪應力數值繪制于圖7、圖8。

由圖可知，在分析洞門加固體的強度與變形時，加固體所受的剪力為主要影響因素。隨著端頭土體縱向加固范圍的增加，在破除洞門臨時支護時，加固體洞內方向的位移及所受剪力逐漸減小。當加固長度為2m時，洞門處加固體Y方向的最大位移為4.92mm，此時洞門中部土體有較大的Y 方向變形，剪應力為390kPa，幾乎達到臨界值，土體有向洞內方向滑移的趨勢；而當縱向上加固長度達到12m 時，拆除洞門后土體Y 方向上的位移只有2.77mm，與之對應的剪應力大小為280kPa左右，加固土體穩定性較好。

端頭縱向土體加固長度達到一定范圍以后，縱向加固長度的增大對破除洞門階段加固體位移場、應力場的影響越來越小。由圖7、圖8 可知，當縱向加固長度達到6m 左右時，洞門加固體Y方向的位移為3.22mm，最大剪應力約為290kPa；此后隨著縱向加固長度的增加，破除洞門后加固體Y 方向的位移略有減小，但效果并不明顯；所受最大剪應力及最大主應力幾乎不變。因此，在對地下水進行處理的前提下，縱向加固長度取6m 時可滿足強度與變形要求，與理論計算結果差別不大，且安全系數較高。

圖7 縱向不同加固范圍破洞門土體位移變化

圖8 縱向不同加固范圍破洞門最大剪應力

5 結束語

工程中場地條件受限，采用洞內水平注漿對土體進行加固。此種工藝空間要求較小、設備相對簡單、操作更加靈活，能夠較好地滿足工程施工要求。

數值模擬結果顯示端頭土體加固能夠較好地控制開挖面拱頂、拱底及地表土體變形。加固范圍內地表最大沉降值約為5mm左右，而加固范圍外地表最大沉降值逐漸增大至13～14mm 左右，與現場實際監測值差別不大。

模擬結果表明土體縱向加固長度取為1 倍洞徑即可滿足施工階段強度與穩定性要求，此后加固范圍的增大對土體受力與變形影響不大。