軟弱地層超大矩形頂管盾構隧道開挖面穩定性研究

劉朝欽

（海峽（福建）交通工程設計有限公司， 福州 350004）

隨著我國基建領域的飛速發展，城市地下空間利用率逐步提升，盾構法因高效、安全、斷面利用率高等優點在城市地下隧道建設中被廣泛使用［1-3］。在城市地下隧道建設過程中，難免會遇到地質情況不良、上覆鐵路、重要建筑物等情況，因此在軟弱地層隧道施工過程中確保隧道開挖面的穩定性就顯得十分重要［4 - 5］。

目前，大批專家、學者針對城市隧道開挖面穩定性進行了研究，主要有：潘格林等［6］依托實際工程，利用FLAC3D進行建模，對滲流狀態下砂卵石不良地層隧道開挖面的穩定性進行研究；宋洋等［7］以南京市某地下線路為工程背景，通過建立試驗模型，對砂 - 礫復合地層盾構隧道開挖面的穩定性進行探究；李清川等［8］以青島地鐵某工程段為研究對象，建立開挖破壞模型，對數值結果進行理論分析；李鳳濤等［9］通過對所建立的杭州沿江運河隧道模型進行數值分析并對開挖面局部被動失穩上限進行分析，對淺埋泥水不良地質下開挖面進行失穩分析；葉治等［10］以武漢地鐵7號線某區間為工程依托，探究隧道開挖面出現涌水情況時對地表產生的沉降影響并對管片內力進行分析；黃阜等［11］構建長沙地鐵2號線某區間數值模型，通過對所建數值模型進行分析，對隧道開挖面安全系數進行研究；朱葉艇等［12］采用相似物理模型試驗對上海地鐵某區間盾構工程開挖過程中對鄰近地下管線的影響進行研究等。以上研究多集中于城市地鐵推進過程中開挖面的穩定性研究，鮮有對軟弱地層下上覆高速鐵路的城市地下通道開挖面的穩定性研究。

本文以福建莆田火車站頂管盾構地下通道工程為依托，建立軟弱地層超大矩形頂管盾構隧道數值計算模型，引入了無量綱參數支護應力差率，對不同地層參數（φ和c）、不同埋深（C）時開挖面位移和支護應力差率曲線進行研究。研究結果可為類似工程提供參考。

1 工程概況

莆田火車站南北廣場東西側地下通道位于莆田火車站東西兩側，呈南北走向，周邊現狀以民宅和果園為主。隧道周邊規劃用地性質以商業、居住用地、綠地為主。東側通道頂管盾構段長212 m，西側通道頂管盾構段長260 m，管片外徑12.6×7.65 m，壁厚0.8 m，標準管節長度1.8 m，工程現場如圖1所示。頂管盾構施工區間地質主要包括第四系人工填土層、第四系沖洪積層、燕山期侵入巖（按風化程度分為全風化層、強風化層、中風化層，局部有輝綠巖呈巖脈侵入花崗巖中）。

圖1 工程現場圖

2 計算模型及計算參數

2.1 計算模型

建立超大矩形頂管盾構隧道開挖面穩定精細化模型。隧道縱向長度取35.00 m，頂管盾構已掘進支護距離取9.0 m（5環），開挖步長取1.80 m。頂管盾構掘進前已采取降水措施，不考慮地下水滲流的影響。

2.2 支護應力差率m

假設矩形頂管盾構隧道開挖面穩定時支護應力如圖2所示，定義支護應力差率m為開挖面一點的支護力與該點靜止土壓力的比值。

圖2 開挖面支護力圖

2.3 計算工況

擬研究埋深（C）、地層參數（c和φ）對軟弱地層超大矩形頂管盾構開挖面穩定的影響，設定計算工況如表1所示。

表1 計算工況表

2.4 計算參數

模型中地層和管節物理力學參數參照地勘報告、室內試驗選取，如表2所示。

表2 計算參數表

3 計算結果及分析

3.1 開挖面位移

3.1.1 埋深因子

埋深因子ζC取 1.00，1.50，2.00時，開挖面位移云圖如圖3所示（以ζφ取1.0，ζc取1.0為例）。

圖3 不同埋深時開挖面形態圖

由圖3可知：

（1）埋深因子ζC為1.00、1.50和2.00時，矩形頂管盾構開挖面主動失穩時最大位移為0.76 m、0.51 m和 0.16 m；埋深 因 子ζC為 1.00、1.50和 2.00時，開挖面被動失穩時最大位移為1.60 m、0.51 m和0.66 m。

（2）軟弱地層超大矩形頂管盾構埋深因子ζC越小，相同m下因支護力過大（?。┰斐傻拈_挖面主動（被動）失穩的開挖面位移越大。

3.1.2 黏聚力因子

黏聚力因子ζc為2.0，6.0和8.0時超大矩形頂管盾構隧道開挖面位移云圖如圖4所示（以ζC取1.0、ζφ取1.0為例）。

由圖4可知：

圖4 不同ζc時開挖面位移圖

（1）黏聚力因子ζc為2.0，6.0和8.0時，開挖面主動失穩時最大位移分別為0.74 m，0.58 m和0.48 m；黏聚力因子ζc為2.0，6.0和8.0時，開挖面被動失穩時最大位移為1.81 m，1.47 m和1.00 m。

（2）黏聚力因子ζc越大，相同支護應力差率m下軟弱地層超大矩形頂管盾構開挖面位移越小。

3.1.3 內摩擦因子

內摩擦角因子ζφ為1.0，1.25和2.0時，超大矩形頂管盾構隧道在軟弱地層中開挖面位移云圖如圖5所示（以ζC取1，ζc取1.0為例）。

圖5 不同ζφ時開挖面位移圖

由圖5可知：

（1）當內摩擦角因子ζφ為 1.0，1.25，2.0時，頂管盾構隧道開挖面主動破壞時最大位移為0.71 m，0.40 m和0.39 m；被動破壞時開挖面最大位移為1.79 m，0.31 m和0.01 m。

（2）軟弱地層的內摩擦因子ζφ越大，相同支護應力差率m下開挖面主動（被動）破壞土體變形越小，造成的開挖面位移和地表沉降也越小。

3.2 支護應力差率m

3.2.1 埋深因子

埋深因子ζC為1.0，1.5，2.0時軟弱地層矩形頂管盾構開挖面m曲線如圖6所示（以ζc為1.0，ζφ為1.25為例）。

由圖6可知：

圖6 不同ζc時m曲線圖

（1）開挖面主動破壞時，隨著m減小，開挖面沿隧道縱向位移首先緩慢增加，在超過開挖面極限m后，掌子面位移迅速增加，開挖面失穩破壞。頂管盾構隧道埋深因子ζC為1.00，1.50，2.00時，開挖面分別在m為0.40，0.30，0.20時主動失穩。

（2）開挖面被動破壞時，最大位移隨著m的增加而逐漸增加，當支護應力大于開挖面的被動極限m時，開挖面失穩破壞。在ζC為 1.00，1.50，2.00時，開挖面在m為7.00，8.00，10時失穩。

（3）埋深因子ζC越大，開挖面到達主動破壞時m越小，開挖面達到被動破壞時m越大。

3.2.2 黏聚力因子

超大矩形頂管盾構隧道在不同粘聚力因子ζc的軟弱地層時開挖面的m曲線如圖7所示。

圖7 不同ζc時m曲線圖

由圖7可知：

（1）開挖面主動破壞時，隨著支護應力差率m的減小，不同粘聚力因子ζc的土層的掌子面縱向位移差異較小，均由0緩慢增加。在達到開挖面失穩破壞狀態后，隧道掌子面縱向位移迅速增加并擴展，開挖面失穩垮塌破壞。

（2）對于開挖面被動破壞狀態，支護應力差率m從1增加時，開挖面縱向位移由0逐漸增加；m越大，開挖面被動破壞縱向位移越大。

（3）軟巖地層中粘聚力因子ζc越大，開挖面到達主動破壞時支護應力差率m越小，被動破壞時支護應力差率m越大。

3.2.3 內摩擦因子

矩形頂管盾構隧道在不同內摩擦角因子（ζφ）的土體中頂進時的支護應力差率（m）曲線如圖8所示。

圖8 不同ζφ時m曲線圖

由圖8可知：

（1）開挖面主動破壞時，支護應力差率m小于0.40時開挖面位移差異較大；當m大于0.40時，軟弱土層中開挖面縱向位移變化不大，開挖面可維持自身穩定；m小于0.40后，對于ζφ為1.0和1.25的地層，開挖面失穩后位移迅速增加，開挖面失穩破壞。

（2）對于被動失穩狀態，m小于4時，內摩擦角的不同對于地表的沉降影響相對較小，均在緩慢增加；當m大于4后，不同ζφ土層間開挖面縱向位移差異迅速增大，ζφ為1.0，1.25和1.50時，開挖面位移可達2.45 m、2.12 m和1.73 m；而對于ζφ為1.75和2.0的土層，開挖面位移僅為0.29 m和0.15 m。

（3）軟弱地層的內摩擦角因子ζφ越大，開挖面主動破壞的支護應力差率m越小，被動破壞時支護應力差率m越大。

4 結論

（1）隨著埋深因子ζC的增加，相同支護應力差率m下矩形頂管盾構隧道開挖面破壞位移越小，開挖面到達主動破壞時m越小，開挖面達到被動破壞時m越大。

（2）黏聚力因子ζc越大，相同支護應力差率m下矩形頂管盾構開挖面失穩時位移越小，開挖面到達主動破壞時支護應力差率m越小，被動破壞時支護應力差率m越大。

（3）內摩擦因子ζφ越大，相同支護應力差率m下矩形頂管盾構開挖面失穩時位移越小，開挖面主動破壞的支護應力差率m越小，被動破壞時支護應力差率m越大。