砂土地层泥水盾构开挖面失稳机理

张亚峰, 王进尚, 刘应然, 龚剑, 刘玉卫

(1.郑州工程技术学院 土木工程学院,河南 郑州 450044; 2.中原绿色发展研究院,河南 郑州 450044)

随着隧道掘进技术的不断发展,泥水盾构隧道的建设日益增多。其中,在以上海崇明岛隧道[1]和南京长江隧道[2]为代表的大跨径、砂土地层掘进过程中,泥水盾构的优势最为显著。在泥水盾构掘进过程中,泥浆会渗透到隧道开挖面前方的地层,在隧道开挖面形成一层不透水或微透水的泥膜。泥膜不仅能将泥浆压力转化为支护压力,而且还能防止地下水的渗透。因此,可以通过控制泥浆的物理性质和泥浆压力来维持隧道开挖面的稳定性[3]。

国内外许多学者致力于盾构隧道开挖面的稳定性研究,主要研究手段包括理论分析法、模型试验法和数值分析法。极限平衡法[4-7]和极限分析上限法[8-10]等理论计算模型已经被广泛应用于隧道开挖面稳定性的研究中。室内物理模型试验多采用应力控制法或位移控制法来实现隧道开挖面的破坏过程模拟。其中:应力控制法通过气压或水压来代替开挖面支护压力,通过压力变化来实现开挖面主动或被动破坏[11-13];位移控制法则多采用刚性开挖面后移来实现开挖面主动和被动失稳破坏[14-17]。虽然通过位移控制法可以得到开挖面破坏形态和极限支护力,但其无法实现开挖面主动破坏过程,而应力控制法对应开挖面是柔性的,这更符合现场条件。

目前,对隧道开挖面稳定性研究的数值方法主要为有限元法[18]和有限差分法[19]。砂土是一种颗粒材料,基于非连续介质力学的离散单元法非常适合于揭示砂的力学行为。近年来,一些学者开始将离散单元法应用于隧道开挖面稳定性分析。CHEN R P等[20]使用离散元方法研究了干砂地层中浅埋隧道的掌子面稳定性,探讨了极限支护力和失稳区分布与埋深之间的关系。胡欣雨和张子新[21]对不同地层条件下泥水盾构开挖面失稳破坏机制进行了颗粒流模拟和研究。缪林昌等[22]采用颗粒流模拟了KIRSCH A[14]室内模型试验,从细观角度揭示了砂土中盾构隧道开挖面失稳机理。王俊等[23]建立了较为精细的土压盾构模型并引入了盾构动态施工过程,从细观角度解释了砂土地层土压盾构隧道掌子面失稳机理。

到目前为止,泥水盾构开挖面稳定性的研究主要集中在极限泥浆压力和地面沉降预测上,与破坏模式和破坏过程相关的模型试验却鲜有报道。此外,前人多采用有限元法来研究开挖面稳定性,很少涉及开挖面的细观破坏机理。因此,需要进一步通过模型试验和离散单元法进行泥水盾构开挖面稳定性研究,从而将其更好地应用于理论研究和工程实践。本文通过物理模型试验、二维颗粒离散元法(Two-dimensional Particle Discrete Element Method,PEM2D)等手段,采用应力控制方法实现了不同埋深和密实度条件下，砂土地层泥水盾构隧道开挖面的主动失稳过程,揭示了隧道开挖面土体的变形特征、破坏模式和土拱效应变化等规律。

1 泥水盾构开挖面稳定性模型试验

1.1 试验装置

在本试验中,采用柔性乳胶膜模拟隧道开挖面上的泥浆膜,并通过水压进行泥浆支护压力的模拟。模型和原型的比为1∶100,即模型隧道直径为150 mm,对应于原型的15 m。模型装置由模型箱、柔性压力室、水箱和PIV测量系统组成，如图1所示。模型箱尺寸为600 mm×600 mm×650 mm,壁厚为20 mm。考虑圆形隧道的对称性,设计了半隧道盾壳模型,直径D=15 cm,长度L=20 cm,厚度为4 mm。盾壳前方粘贴着厚度为0.3 mm、长度为3 cm的半圆柱形柔性乳胶膜,乳胶膜的刚度可以忽略不计。盾壳与乳胶膜共同组成柔性压力室,并通过进水管与模型箱外的水箱连接。通过调节蓄水箱内的水头高度来控制柔性压力室内支护压力的变化,并以此来模拟开挖面的主动破坏过程。

图1 模型试验装置

在试验过程中,用水压计监测水压并采用DIC技术对隧道开挖面周围的土体变形进行监测。在本试验中利用GeoPIV软件计算获取两幅图像之间的相对位移,它的测量精度受图像散斑、成像设备、图像处理算法和图像拍摄环境等诸多因素的影响。试验开始前进行像素和位移的标定,可知分辨率0.1像素对应0.01～0.02 mm的土体变形。

1.2 试验材料

试验地层采用厦门ISO标准砂,其物理力学特性见表1。制备松散地层时,将砂土缓慢地倒入模型箱中,不采取任何压实作用。中密和密实地层采用人工击实的方法制备,如图2所示。对于中密砂地层,以5 cm为一层进行人工击实,每层土的击实能量和击实次数大致相同,最终使其达到目标相对密实度。密实试样以3 cm为一层进行击实并使其达到目标相对密实度。不同砂土地层的相对密实度指标见表1。铺设地层后,使地层在自重作用下稳定24 h。

表1 标准砂物理力学性质指标

图2 分层压实法制备地层

常重力模型试验应仔细考虑比例尺和尺寸效应,以确保结果合理。为了降低尺寸效应的影响,应该满足D/d50> 175[14](其中D是盾构直径,d50是砂土颗粒的平均粒径)。试验中,d50=0.78 mm,D/d50≈192>175,即可以忽略尺寸效应的影响。

在进行模型试验过程中,降低模型边界的摩擦有助于消除边界效应,例如在两层聚乙烯板之间添加硅油等[24]。TOGNON A R等[25]探讨了降低侧壁摩擦角的不同技术,并指出在室内模型试验中,尤其在小尺寸试验中,有必要进行降低摩擦的处理。本试验采用润滑油来减少有机玻璃与砂土之间的摩擦。

1.3 试验方案

试验围绕3种密实度地层开展试验,每种密实度的地层采用3种埋深工况,埋深比C/D分别取0.5、1.0、2.0。在盾构掘进过程中,由于隧道开挖面发生冒顶破坏的可能性较小,因此仅对其主动破坏机理进行探讨,表2列举了开挖面失稳模拟的具体试验参数。

表2 开挖面失稳模型试验参数

试验过程中对开挖面进行拍照,记录地层颗粒的运动过程,并对压力室内的水压进行实时监测。随后,对这些图像进行数字图像相关分析,得到相应的变形场和应变场。具体试验步骤为:

1)将标准砂铺设于模型箱内,按图2所示分层压实,同时在蓄水箱内注水至相应高度,设定柔性压力室内的压力与开挖面的水土压力相等,模拟泥水平衡状态。

2)调整LED泛光灯光源位置及CCD相机位置、焦距等以达到要求的拍照条件。其中CCD摄像机放置在垂直于容器前窗的光轴上,LED聚光灯放置在适当的位置。固定相机后,对拍照区域进行标定,使其拍照精度达到要求。

3)打开排水阀以排出水,并实时监测和记录柔性室中的水压。在数据采集驱动器中,摄像机的拍照频率设置为每帧30 s。

4)试验终止。在支护力不发生改变的条件下,乳胶膜产生较大变形,开挖面发生整体失稳坍塌, 在地表上观察到明显的沉降槽。此时关闭泄水阀,停止拍照,并结束监测数据的采集。

2 试验结果分析

2.1 开挖面失稳阶段

图3为不同密实度下支护压力与开挖面水平位移的关系曲线。横轴为开挖面中心点的归一化水平位移δx/D,纵轴为归一化的支护压力p/(γD)。其中:δx是开挖面中心的位移;p为支护压力;γ为干砂容重。从图3可以看出,随着支护力的降低,开挖面变形可分为3个阶段,可将这3个阶段定义为:

图3 开挖面位移随支护力的变化曲线

1)弹性变形阶段(O—A):在此阶段,观察到可忽略的变形(小于盾构直径的0.1%)。随着支护压力的降低,位移与归一化支护压力几乎成线性关系。

2)局部小变形(A—B):该阶段开挖面局部出现较小的失稳变形。随着支护压力的降低,开挖面位移的增加速率逐渐增大,B点为开挖面的临界破坏点。

3)整体失稳阶段(B—F):该阶段开挖面发生整体失稳破坏,在支护压力几乎不变的情况下,开挖面变形继续加速增大。

由图3还可以看出:随着埋深的增加,B点对应的支护压力逐渐减小,位移逐渐增大;中密砂层与密实砂层曲线发展规律相似,但在相同埋深比(C/D)下,其对应的支护压力和水平位移大于密实砂层的。松散砂层的支护力-位移曲线与其他两种密实度地层的区别较大,表现为较短的弹性阶段和较长的局部小变形阶段。

2.2 极限支护力

掌握B点的动态，即隧道开挖面何时发生破坏，对保证开挖面稳定,控制和限制隧道施工引起的地表变形具有重要意义。将试验获取的极限支护力pf与其他研究结果进行对比,如图4所示,其中ND=pf/(γD)为开挖面的归一化极限支护力。由图4可以看出,盾构埋深和地层密实度对极限支护力影响较大，随着埋深增加,极限支护力逐渐增大;随着密实度增大,极限支护力逐渐减小。模型试验中密实和中密砂对应的极限支护力与LV X L等[17]试验结果较为接近。而CHAMBON P等[11]的试验结果则远小于本文模型试验结果,这是由于在实现开挖面破坏过程中,本文采用的是应力控制方法。此外,CHAMBON P等[11]的试验所用砂土具有一定的黏聚力。

图4 模型试验极限支护力对比结果

为了验证已有理论计算模型的准确性,将模型试验获取的极限支护力与极限平衡法和极限分析法理论模型的计算结果进行对比,如图5所示。

图5 模型试验与理论模型极限支护力对比

由图5可知：极限平衡理论模型选取HORN M[4]提出的筒仓模型,极限分析法参考文献LECA E和DORMIEUX L[9]及吕玺琳等[26]提出的开挖面破坏机制,其理论模型中所取的参数与模型试验相同。

从计算结果可以看出,极限平衡法对应的极限支护力与地层内摩擦角呈负相关,与埋深(C/D)呈正相关,但变化幅度随着埋深的增大逐渐减小。极限分析法对应的极限支护力与地层内摩擦角呈负相关,并且当C/D>0.3时其不随埋深而改变。对比模型试验结果可以看出:极限平衡法在不同地层参数和埋深条件下的极限支护力变化规律与模型试验得出的相一致,但计算结果高估了极限支护力,因此在工程设计中具有一定的安全储备;极限分析法对极限支护力的预测较为准确。

2.3 变形特征及破坏模式

不同埋深密实砂土地层开挖面的位移增量场如图6所示。由图6(a)可知：达到B点时,变形出现在隧道开挖面前方约0.5D和拱顶上方约0.5D范围内;不同埋深条件下的开挖面变形场形状相似。由图6(b)可知,当达到F点时,即开挖面变形达到隧道直径的5%时,开挖面变形均延伸到地表。密实砂地层开挖面破坏模式及破坏过程受到土拱效应的影响较大,在临界破坏点时,隧道拱顶上方约0.5D以上出现土拱。随着泥水压力的降低,松动破坏区域不断往上方扩展,直到穿透地表,土拱消失,地表随即发生较大沉降。对于较小的埋深条件(如C/D=0.5),在失稳过程中的土拱效应并不明显,土拱很快消失;对于埋深较大的情况(如C/D=2.0),临界状态下的土拱效应更加明显,地表不会发生太大的沉降,失稳过程中松动破坏区和土拱区的变化规律更加明显。

图6 不同埋深下密实砂土开挖面土体位移场

地层密实度对土体变形影响很大,如图7所示。由图7可知:①与密实砂地层相比,中密砂地层条件下,B点对应的开挖面前方剪切弧的倾角与水平面的夹角更小;F点对应的上方失稳区范围更大,并且距离地表越近,失稳区影响范围越大。②松散砂地层开挖面破坏带较为分散,呈沿开挖面方向向地表延伸的“喇叭”形。松散砂地层开挖面的被坏模式与密、中密砂地层的破坏模式存在较大的差别。这是由于松散试样的内摩擦角相对较小,砂粒之间的接触不够紧密,开挖面上方砂粒上的应力大于自身的抗剪强度,在重力作用下产生整体剪切位移和较大的破坏区。

图7 不同密实度下开挖面位移场演化过程(C/D=1.0)

3 颗粒流模拟

3.1 材料细观参数

基于CUNDALL P A和STRACK O D A[27]描述的离散元方法,采用二维颗粒流程序(PEM2D)进行盾构开挖面失稳模拟。PEM2D的基本原理来源于分子动力学,是从微观结构角度研究介质力学特征和行为的工具,它的基本构成为圆盘和圆球颗粒(ball),并利用边界墙(wall)约束。PEM2D中不能直接赋予地层模型宏观力学参数,而只能指定颗粒之间的接触与黏结细观参数。

采用线性接触模型模拟砂土材料并采用双轴试验标定砂土细观参数。考虑到砂土刚度对开挖面破坏模式影响较小,颗粒细观刚度选取与文献[22]相同,并仅对颗粒及接触的摩擦系数进行标定。根据隧道的埋深,将围压设置为50、100、200、300 kPa,得到了试件的应力-应变曲线和偏压与围压的线性拟合关系。通过试算,最终得到了与标准砂宏观参数相对应的细观参数。PEM2D模型采用的细观参数见表3。

表3 PEM2D模型细观参数

在颗粒流模拟过程中,由于边界墙和盾壳是刚性材料,因此采用“wall”命令对模型箱中的边界墙和盾壳进行了模拟。将墙体的法向刚度和切向刚度设置为2×108N/m,为模拟模型箱内墙体的表面粗糙度,在计算过程中将墙体摩擦系数设置为0.2。为了与模型试验进行比较,数值模型设置为与物理模型相同的尺寸。

3.2 二维颗粒流模型

颗粒流模型的建立分为3步,如图8所示。首先,根据试验中标准砂的粒径分布曲线生成颗粒,控制地层孔隙率生成地层并在自重作用下固结平衡。然后,将计算模型速度场、位移场清零,删除开挖区域土体,并建立盾构和衬砌模型。最后,删除开挖面墙体,同时在开挖面上施加与原始地层侧向静止土压力值相等的支护作用力并建立泥膜,迭代使开挖面达到静力平衡状态。

图8 颗粒流模型(C/D=2.0,单位:mm)

泥膜由具有黏结特性的土颗粒构成,开挖面泥膜颗粒间黏结模型的选取主要包括线性黏结模型和平行黏结模型[28-29]。本文选择能够同时传递力和力矩的平行黏结模型来模拟泥膜,法向黏结刚度和切向黏结刚度均取5 MPa,泥膜厚度为50 mm。

采用应力控制方法模拟开挖面失稳过程。在颗粒流模拟过程中,将破坏准则定义为:在不降低支护压力的情况下,首次出现较大的不平衡力(不等于0)以及较大变形时,开挖面开始发生失稳破坏。

为了获得开挖面破坏机理,在模拟过程中对开挖面的土体变形、土压力和孔隙率进行了监测。通过监测颗粒(ball)的位移获取开挖面的变形,通过监测测量圆获得土压力和孔隙率。颗粒变形监测点和测量圆的布置如图9所示,其中1—24为测量圆编号,点E为开挖面中心水平位移监测点。

图9 测量圆和监测点布置

3.3 开挖面失稳过程

C/D=1.0时,不同密实度地层开挖面位移与支护力的关系如图10所示。

图10 开挖面支护力-位移曲线

从图10可以看出,PEM2D模拟得到的归一化支护力-位移曲线与模型试验的吻合度较高。

不同密实度砂土地层开挖面的位移场的发展情况如图11所示。由图11可知:随着支护压力的降低,开挖面上方土中的破坏带呈拱形延伸至洞顶,形成初始破坏边界,这与模型试验观测结果一致;中密砂层的变形过程与密实砂层相似,而松散砂层的破坏模式为开挖面向地表延伸的“喇叭”形破坏带,与模型试验观测结果一致。

3.4 极限支护力

将不同埋深条件下的极限支护力理论计算结果与模型试验和数值计算得到的极限支护力进行对比,结果见表4。从表4可以看出:模型试验和数值模拟得到的极限支护力均随埋深的增大而增大,且数值较为接近,说明采用颗粒流离散元法模拟泥水盾构开挖面失稳是可行的;对于砂土地层,由于地层内摩擦角较大,理论计算结果与埋深无关;极限上限法的分析结果与模型试验和颗粒流模拟结果较为接近。

表4 极限支护力对比

3.5 土拱效应

土拱效应能显著提高隧道稳定性,为了进一步研究其对开挖面稳定性的影响,以C/D=2.0为例,对土体颗粒接触力链发展过程以及开挖面前方土压力进行研究。

开挖面土体接触力链能够从整体上直观反映土拱效应,如图12所示,深灰线代表力链,力链的粗细代表颗粒接触力的大小。

图12 接触力链演化规律(C/D=2.0)

从图12中可以看出,开挖面失稳破坏后,开挖面正前方1.0D范围内主要为弱力链,开挖面前方上部的土体区域形成近似拱形的强力链。造成这种现象的原因是：随着开挖面支护力的降低,其前方上部一定区域内的土体颗粒发生错动,导致颗粒原先的竖向大主应力轴发生偏转,形成了有助于传递土体自重应力的土拱,这使得位于土拱区下方且靠近开挖面的部分土体处于较小的应力状态。随着支护力的持续降低,开挖面前方弱力链范围和松动破坏区逐渐向地表延伸,土拱逐渐向地表发展。

图13为密实砂地层距离开挖面水平距离为0.3D的测量圆土压力分布情况。

图13 密实砂地层开挖面土压力分布规律

由图13(a)可知:初始状态下竖向土压力几乎随着埋深增大呈线性增大；从初始状态到临界破坏点(B点),拱底至拱顶上方约0.5D范围内的竖向土压力急剧减小,而拱顶上方0.5D以上范围内的竖向土压力变化较小。由图13(b)可知:水平土压力在拱底至拱顶上方约0.5D范围内急剧减小,但在拱顶上方0.5D至1.0D范围内略有增加。参考接触力链分布图可以判断,拱顶上方0.5D至1.0D范围内的大主应力的主应力轴方向发生偏转,土拱在拱顶上方0.5D至1.0D范围形成。

4 结论

基于模型试验和颗粒流分析,研究了砂土地层泥水盾构隧道开挖面失稳机理,揭示了不同密实度和埋深下开挖面土体的变形规律、破坏模式和土拱效应等。主要结论如下:

1)随着支护压力的降低,开挖面变形可分为3个阶段:弹性变形阶段、局部破坏阶段和整体失稳阶段。

2)密实砂土和中密砂土地层在临界破坏状态下的开挖面破坏模式由下部弧状楔形体和上部拱形体组成,最终破坏形态为滑弧楔形体与棱柱状烟囱形体的组合。松散砂层的破坏形态为开挖面前方延伸到地表的“喇叭”状。

3)模型试验和数值模拟得到的极限支护力均随埋深而增大。极限平衡法计算结果高估了极限支护力,因此在工程设计中具有一定的安全储备。极限分析法在埋深较小的条件下对极限支护力的预测较为准确。

4)随着支护力的降低,开挖面前方形成松动破坏区并在其上方形成土拱,土拱从隧道拱顶向地表发展。相较于密实砂地层,松散砂地层开挖面失稳过程中的土拱效应并不明显。