曹雁飛，顧歡達(dá)，洪 斌，秋銳寧

（1.蘇州科技大學(xué) 土木工程學(xué)院，江蘇 蘇州215011；2.中億豐建設(shè)集團(tuán)股份有限公司，江蘇 蘇州215131）

如今，頂管技術(shù)已廣泛應(yīng)用于我國工程建設(shè)中，隨著工作井尺寸的增大，井壁開洞削弱面積逐步地增長，針對大斷面頂管工作井頂進(jìn)時承受水平頂力的變形控制等問題，我國相關(guān)設(shè)計規(guī)范未能及時作出說明和規(guī)定，很多工程憑借半經(jīng)驗半理論來設(shè)計，存在不少潛在問題。

目前，葛春輝、魏綱等[1-2]通過理論分析、數(shù)值模擬，推測后背土抗力豎向分布形式，推導(dǎo)允許最大土抗力和頂力計算公式；SUN Yang等[3-4]依托能量耗散原理建立圓形頂管工作井模型，探究反力墻厚度、土體彈性模量等對反力墻后土體位移、應(yīng)力的影響；程全新、楊成等[5-6]通過建立鉆孔灌注樁矩形工作井、SMW工法矩形工作井?dāng)?shù)值模型，分析了在頂力作用下工作井內(nèi)襯墻及后背土體受力特性；黃章君等[7]結(jié)合實際工程建模，研究了墻后土體防滲帷幕墻、旋噴樁加固體對加固體墻后土體位移、應(yīng)力的影響。

現(xiàn)階段對工作井的數(shù)值模擬分析大多圍繞單個頂管開展，關(guān)于雙線或多線頂進(jìn)方面的研究尚不完善，同時鮮有關(guān)注加固體在頂進(jìn)過程中對工作井的加固效果。故本文在前人研究的基礎(chǔ)上，基于南方軟土地區(qū)，采用深層攪拌法加固的大斷面矩形頂管工作井實例為研究對象，進(jìn)行有限元建模分析，重點探討工作井后靠背處加固效應(yīng)，以期為大斷面矩形頂管工作井的優(yōu)化設(shè)計提供一定的參考。

1 工程概況

“東匯公園南下穿護(hù)城河隧道工程”位于蘇州市姑蘇區(qū)，北起公園南側(cè)，向南穿越東匯路、護(hù)城河，南接拙政園片區(qū)，隧道內(nèi)部南北單向分流，總長163.53 m，其中112.4 m穿越護(hù)城河及河堤段采用頂管法，屬蘇州第一例長距離下穿護(hù)城河（雙線）頂管工程。

擬建場地地貌單元屬長江三角洲太湖流域沖湖積平原，由第四紀(jì)中更新世以來的沖湖積-濱海相碎屑沉積土層組成，土質(zhì)較軟弱，地下水主要為潛水、微承壓水及第Ⅰ承壓水。

1.1 基坑支護(hù)方案

始發(fā)井凈長21.6 m，凈寬18.8 m，開挖深度約16.25 m，圍護(hù)結(jié)構(gòu)采用D1200鉆孔灌注樁，鉆孔樁后設(shè)置φ850三軸攪拌樁止水帷幕，出洞處插一排SMW型鋼?；又尾捎盟牡纼?nèi)支撐，即一道混凝土支撐+三道鋼支撐的形式。始發(fā)井內(nèi)襯結(jié)構(gòu)凈尺寸為19.2 m×14.6 m×16.4 m，厚度1.2 m，結(jié)構(gòu)混凝土均采用C40防水混凝土，抗?jié)B等級為P8。工作井側(cè)墻接隧道現(xiàn)澆段的孔洞范圍內(nèi)結(jié)構(gòu)在頂管施工完畢施做現(xiàn)澆段時鑿除。

1.2 基坑加固方案

始發(fā)井頂管機(jī)出洞處進(jìn)行地基加固，加固范圍縱向為井外5 m，橫向與工作井等寬，深度為頂管機(jī)頂部和底部各5 m范圍；始發(fā)井機(jī)械后靠部位坑后主動土壓力區(qū)做滿堂地基加固，加固范圍縱向為井外7 m，橫向范圍為自工作井等寬以45°角向外發(fā)散呈扇形分布，深度自整平地面以下21 m范圍；始發(fā)井基底向下6 m范圍進(jìn)行滿堂地基加固，地基加固采用φ850三軸攪拌，樁中心距0.6 m，地基加固模式及范圍如圖1所示。

圖1 始發(fā)井基坑內(nèi)外加固布置圖（單位：mm）

2 數(shù)值分析方案

2.1 模型范圍及邊界條件

考慮到開挖尺寸較大，以及邊界效應(yīng)的影響，模型長寬方向取平面尺寸的3～5倍，模型深度方向取開挖深度的2～4倍[8]，故模型總尺寸為150 m×150 m×80 m（X×Y×Z）。由于工作井及左右反推力加載部位對稱，故在X向模型邊界面上施加一對X向位移約束，同理在Y向模型邊界面上施加一對Y向位移約束，在底面邊界上施加X、Y、Z三向位移約束，頂面為自由邊界。

2.2 模型參數(shù)

該場地地層主要以粘土及粉質(zhì)粘土地層為主，且粉質(zhì)粘土層為支配地層，以此為依據(jù)簡化土層。數(shù)值計算深度范圍內(nèi)共設(shè)置兩層土，如表1所列。

表1 土層物理力學(xué)參數(shù)

考慮到MC模型在開挖模擬中存在的回彈問題[9]，故分析中粉質(zhì)粘土層土體本構(gòu)模型采用MCC模型（修正劍橋模型）。使用MCC模型需預(yù)先設(shè)定初始地應(yīng)力及初始孔隙比[10]，考慮到地層孔隙比的分布跟應(yīng)力狀態(tài)相關(guān)，采用關(guān)聯(lián)的子程序進(jìn)行賦值，子程序編寫及運行由Abaqus、VS、IVF三者聯(lián)動實現(xiàn)[11]。

分析中對模型做了一定簡化，如圖2所示（計算模型是整體模型，為展現(xiàn)建模細(xì)節(jié)，圖中沿X軸方向取有限元模型的一半），考慮到鉆孔灌注樁圓柱狀模型與土層接觸的收斂性問題，在此采用剛度等效原理，將其等效為厚度1.2 m的連續(xù)墻[12]。

圍護(hù)和工作井結(jié)構(gòu)均假定為線彈性材料，加固體采用MC模型，計算參數(shù)見表2所列。模型中不同類型支護(hù)結(jié)構(gòu)（包括內(nèi)襯結(jié)構(gòu)、排樁墻、加固體1、加固體2、加固體3）間的連接，通過共用節(jié)點的方法實現(xiàn)，限制各個方向的自由度，即認(rèn)為不同類型的結(jié)構(gòu)單元之間采用tie接觸，從而實現(xiàn)各個自由度上力的傳遞[7]。支護(hù)結(jié)構(gòu)面與土層間的切向接觸采用“罰”接觸，摩擦系數(shù)為0.4。

圖2 數(shù)值分析模型（1/2）示意圖

表2 工作井結(jié)構(gòu)材料參數(shù)

2.3工況模擬

數(shù)值模擬計算按照實際工況進(jìn)行，將計算劃分為基坑施工、結(jié)構(gòu)澆筑、頂管頂進(jìn)三個模塊進(jìn)行。初始地應(yīng)力場為自重應(yīng)力場，地應(yīng)力平衡方法采用“ODB導(dǎo)入法”，而后模擬開挖澆筑過程。對頂推反力區(qū)域，研究開挖澆筑后極限狀態(tài)下頂力對工作井的影響，分別討論左右線各自加載卸載情況，通過逐漸加載至最大頂推反力54 000 kN，而后逐漸卸載至0 kN的方法模擬頂管施工[5]。頂管頂推力采用均布荷載的形式施加在后靠背側(cè)墻相應(yīng)的洞門區(qū)域，相應(yīng)的均布荷載為1 575 kPa。

根據(jù)現(xiàn)場監(jiān)測資料，開挖頂進(jìn)期間地下水位變化不大，止水帷幕有效，為了便于計算，在此不討論流固耦合情況，不考慮止水帷幕與SMW型鋼的模擬。

3 數(shù)值模擬結(jié)果分析

3.1 實例分析驗證

由圖3與圖4所示看出，從基坑開挖至內(nèi)襯結(jié)構(gòu)澆筑完成，圍護(hù)結(jié)構(gòu)向坑內(nèi)凸出，且最大水平位移發(fā)生在基坑中上部。后靠背處排樁墻水平位移模擬值與實測值沿深度變化趨勢類似，模擬值偏小。對于多道內(nèi)支撐支護(hù)的情況，基坑水平最大變形一般發(fā)生在基坑開挖面附近，但在基坑深度達(dá)到一定大小（南方地區(qū)多為16 m）時，坑底處在工程地質(zhì)條件較好的土層中，最大變形位置會逐漸向基坑上方移動[13]，同時混凝土支撐處僅以角撐的形式排布也是最大變形上移原因之一。

圖3 北側(cè)始發(fā)井監(jiān)測點平面布置簡圖

圖4 排樁墻水平位移對比圖

從表3看出，排樁墻圍頂水平、豎向位移的有限元模擬值與實測值較為接近。模型路徑取值點與實際工況監(jiān)測布設(shè)點位置相差不大，通過對比分析，可驗證建立的有限元數(shù)值模型是可行的。

表3 排樁墻圍頂水平、沉降對比

3.2 加固體側(cè)土體側(cè)向變形影響范圍

該工程為雙線頂管工程，以正北方向為準(zhǔn)，右側(cè)頂管先頂進(jìn)，待其到達(dá)接收井后，左側(cè)頂管再開始頂進(jìn)。以加固體1為研究對象，選取兩頂管間距的中軸截面（XZ截面）與加固體1后墻面的交線，沿深度方向設(shè)置路徑作為該模型加固體墻后土體變形分析的敏感點。

在敏感點位置，分別選取距離后靠背加固體側(cè)墻面0、4、8、12、16、20 m位置繪制縱向路徑點，討論縱斷面土體水平位移隨深度變化的關(guān)系曲線，如圖5所示。

圖5 縱斷面加固體側(cè)土體水平位移對比圖

頂進(jìn)加載階段，后靠背加固體后側(cè)土體受均布荷載作用，最大水平位移出現(xiàn)在墻側(cè)0 m處（反力作用范圍內(nèi)），六條位移曲線均表現(xiàn)為先增大后減小的趨勢，交于排樁墻底34 m處，而后位移量逐漸趨于0 mm，隨著墻側(cè)距離的增加，地表與頂進(jìn)區(qū)間處位移量差值逐漸減小。

總體上看，先后頂進(jìn)階段頂推反力縱向?qū)蟊惩馏w的影響主要體現(xiàn)在-40 m深度范圍內(nèi)，橫向為加固體側(cè)12 m范圍，故之后對后靠背加固體側(cè)土體的分析Z方向取至-40 m附近。

3.3 相關(guān)因素的影響分析

3.3.1 加固體深度

圖6分別繪制了加固體深度對后靠背處樁身及土體的影響，加固體深度h=21.00 m是工程的實際深度。實際上，左右線頂推變形過程需克服開挖澆筑及右線卸載回彈階段水平位移的影響，故在此取差值作水平凈位移曲線。樁身選取兩頂管間距的中軸截面（XZ截面）與排樁墻（后靠背處）沿Y方向墻面中線的交線，沿深度方向設(shè)置路徑作為排樁墻變形分析的敏感點，研究其X方向位移量變化大??；加固體側(cè)土體敏感點路徑設(shè)置同上。

由圖6可知：右線先頂變形量稍大于左線后頂階段，當(dāng)加固深度小于16.25 m時，水泥土加固體控制樁身及后背土體的位移變形效果顯著，隨著加固深度的增加，最大水平凈位移位置不斷下降；當(dāng)加固體深度大于16.25 m后，最大凈位移位置上升，側(cè)移變形趨勢穩(wěn)定。

加固體側(cè)土體處，加固深度未達(dá)坑底前加固體底部位置均發(fā)生突變。究其原因，當(dāng)加固深度較小時，加固體相對剛度較大，加固體剛性擠壓作用與頂推反力側(cè)向擠壓作用重合，加劇了土體的側(cè)向變形，表現(xiàn)為“短樁擠壓”模式；而后深度增加，加固體對反力側(cè)向“遮攔”作用增強(qiáng)，樁端擠壓作用位置下移，引起最大側(cè)向變形位置下移，表現(xiàn)為“中長樁遮攔”模式；當(dāng)加固深度達(dá)到界限范圍后，加固體底部剛性擠壓作用削弱，加固體遮擋作用也趨于穩(wěn)定，表現(xiàn)為“長樁嵌固”模式，側(cè)向變形隨加固深度的增長小幅下降并趨于穩(wěn)定[14]。

根據(jù)圖6（c）、圖6（d）可看出，改變加固深度對樁身影響較大，隨著加固深度的增加，側(cè)移變形逐漸減小，加固深度在16.25～21.00 m時達(dá)到界限范圍，也就是后靠背處加固體深度增長至坑底以下5 m范圍內(nèi)能起到很好的加固效果。

圖6 加固體深度對后靠背處樁身及土體的影響

3.3.2 加固體厚度

圖7分別繪制了加固體厚度對后靠背處樁身及土體的影響，加固體厚度d=7.0 m是工程的實際厚度，而d=0 m即后靠背處未進(jìn)行加固。路徑取值點隨著加固體厚度變化而變化，均取至當(dāng)前厚度加固體側(cè)，無加固體時取排樁墻側(cè)土體。

由圖7可知：樁身與土體水平凈位移變化曲線相似，隨著加固體厚度的增加，最大側(cè)移量逐漸減小，似有穩(wěn)定趨勢，故加固厚度選在7～10 m間已能發(fā)揮較好效果。其中，厚度變?yōu)?0.0 m時的最大凈位移量與未設(shè)置加固體時相比，樁身減小66%，加固體側(cè)土體減小70%。未加固或厚度較小時左線變形量稍大于右線，推測卸載后后背土體存在較大殘余應(yīng)力，并未隨著千斤頂提供的頂推反力卸載而消散，使得同一條件下左線位移變形稍大于右線，厚度增大能緩解此現(xiàn)象。

3.3.3 加固體布置方式

加固方式見圖8。如圖8（a）所示，改變坑外主動區(qū)后靠背處加固體布置方式，深度方向考慮按不等深度（即階梯狀）布置?，F(xiàn)階段階梯型加固模式大多用于被動區(qū)（坑內(nèi)）加固[15]，考慮將此模式運用到主動區(qū)（坑外）加固，探討其加固效果。按等寬度從遠(yuǎn)離支護(hù)結(jié)構(gòu)處開始布設(shè)，深度方向按6、6、6、3 m劃分，總體上看，類似一個“倒三角”，改變階梯間距b的大小進(jìn)行討論。

如圖8（b）所示，改變坑外主動區(qū)后靠背處加固體布置方式，長度方向考慮按不同的擴(kuò)散角布置。原加固體加固范圍縱向為井外7 m，橫向范圍為自工作井等寬以45°角向外發(fā)散呈扇形分布，現(xiàn)討論等寬發(fā)散，縱向依舊為井外7 m，角度分別為0°、45°、60°、90°的情況。

圖9分別繪制了加固體布置方式（深度方向）對后靠背處樁身及土體的影響。由圖可知：左右線頂進(jìn)階段樁身、加固體側(cè)土體偏離工作井水平位移曲線隨著厚度方向階梯間距b的增大而增大。不等深階梯狀布置所呈現(xiàn)出的側(cè)移趨勢基本一致，坑外不等深布設(shè)并不能起到很好加固效果，反而使得水平位移變大。而在圖8（a）中將7.0 m厚的加固體分為四個梯段，三個等分而靠近排樁墻一側(cè)的梯段間距取剩余值，結(jié)合關(guān)系曲線圖可看出，排樁墻側(cè)梯段分到的間距越小，偏離工作井的側(cè)移變形越大，優(yōu)化設(shè)計時應(yīng)注意臨近工作井范圍處的加固部分，可考慮將此部分作“強(qiáng)加固”處理。

圖10分別繪制了加固體布置方式（長度方向）對后靠背處樁身及土體的影響。由圖可知：偏離工作井的水平位移曲線未如想象中那般隨著擴(kuò)散角的增大而減小，改變加固體發(fā)散角度，對提高加固體抵抗變形的能力有限。自工作井等寬以45°角發(fā)散布設(shè)比等寬布設(shè)效果好些，發(fā)散角90°相當(dāng)于在橫斷面方向增加后背加固體兩側(cè)長度，反而使得側(cè)移變形增大。在此推測：由于攪拌樁體材料本身存在摩擦角，超過破裂角范圍以外的加固實際上不起作用。

3.3.4 加固體彈性模量

三軸攪拌加固體屬于水泥土加固體，水泥土置換率是反映加固程度的一個重要指標(biāo)，在此通過改變屬性設(shè)置中后靠背加固體的楊氏模量來反映加固程度的強(qiáng)弱[16]。

圖11分別繪制了加固體彈性模量對后靠背處樁身及土體的影響。由圖可知：彈性模量變化后的位移曲線變形趨勢基本一致，隨著彈性模量的增大，最大水平凈位移量逐漸減小并有變緩趨勢?？梢姡捎萌S攪拌法進(jìn)行坑外局部加固時，水泥土置換率達(dá)到一定程度后，再通過提高置換率的方法來控制位移變形，并不能起到很好的效果。改變加固體彈性模量主要影響的還是加固體本身，從參考相關(guān)文獻(xiàn)[3，6，7，17]研究結(jié)果可看出，對于后靠背處樁身及土體的變形控制還是與其后部的持力層土體有關(guān)，改變周邊土體剛度對工作井及土體水平位移影響較大，最大位移量隨著土體彈性模量的增大而急劇減小，故可考慮采用堆載預(yù)壓法等相對經(jīng)濟(jì)的方式對工作井后部范圍土體進(jìn)行處理。

圖11 加固體彈性模量對后靠背處樁身及土體的影響

4 結(jié)論

通過有限元分析法，以實際工程為例，討論先后頂進(jìn)情況下工作井后靠背處加固體厚度、深度、布置方式、彈性模量等因素改變后對樁身及土體水平位移的影響，總結(jié)如下：

（1）先后頂進(jìn)階段頂推反力對后部土體側(cè)向變形的主要影響范圍，縱向為地表以下40 m，橫向為加固體后側(cè)12 m，變化呈先增后減趨勢，其中受頂區(qū)域到其地表位置處偏離工作井的位移量較大。

（2）后靠背處布置加固體對頂管工作井有著重要意義，其中改變加固深度、加固厚度對樁身及土體的變形控制顯著，深度增至坑底以下5 m范圍內(nèi)、厚度選在7～10 m間能發(fā)揮較好效果；采用水泥土攪拌樁對加固體側(cè)土體進(jìn)行控制時，表現(xiàn)出短樁擠壓、中長樁遮攔和長樁嵌固三種模式；未加固或加固厚度較小時，頂管卸載后后背土體存在較大殘余應(yīng)力，會對后頂階段變形產(chǎn)生影響。

（3）加固體不等深布置效果不佳，可考慮對臨近排樁墻側(cè)的部分進(jìn)行“強(qiáng)加固”處理；不同擴(kuò)散角度布置抵抗變形能力有限，自工作井等寬以45°角發(fā)散布置效果最好；隨著加固體彈性模量的增大，位移量逐漸減小，當(dāng)三軸攪拌加固達(dá)到一定置換率后，加固效果將不再明顯。