地鐵盾構(gòu)掘進會引起相應區(qū)域內(nèi)地應力的改變，盾構(gòu)近距離側(cè)穿樁基，將使樁基發(fā)生變形，并產(chǎn)生一定的附加應力，對樁基的結(jié)構(gòu)安全造成不利影響。采用有限元數(shù)值模擬分析了隔離樁對地鐵盾構(gòu)下既有樁基變形及應力的控制效果。計算結(jié)果表明：地鐵盾構(gòu)將引起隧道頂部地表發(fā)生沉降，而隧道兩側(cè)地表將發(fā)生隆起，地表豎向變形在掘進方向上呈“W”型分布；隔離樁可以有效的控制樁基的橫向變形，掘進過程中，樁基最大橫向位移由最初的5 mm降低到了0.5 mm，降幅90%；同時隔離樁的設(shè)置也改善了樁基的受力，當掘進行進至27 m時，樁基軸向應力由958.4 kPa減小至773.9 kPa，最大正彎矩值由113.5 kN·m減小到58.8 kN·m，最大負彎矩值由-105.3 kN·m減小到-69.6 kN·m。

盾構(gòu)； 隔離樁； 樁基； 位移； 應力； 有限元

U455.43 A

［定稿日期］2021-10-19

［作者簡介］肖建鋅（1990—），男，本科，工程師，從事建筑施工及房地產(chǎn)開發(fā)管理工作。

由于城市交通發(fā)展的需要，地鐵線路不可避免會與既有地下建筑物發(fā)展交叉、重疊。地鐵盾構(gòu)施工會對周圍土體造成擾動，引發(fā)臨近土體或巖體發(fā)生一定大小的變形，并造成區(qū)域內(nèi)的地應力重分布［1-3］。為避免盾構(gòu)對臨近既有樁基結(jié)構(gòu)的安全造成較大影響，一般情況下可使用樁基脫換對既有建筑結(jié)構(gòu)進行處理［4-5］，或采用注漿法［6-7］對盾構(gòu)周圍土體進行加固補強，減小盾構(gòu)掘進過程中樁基的變形。但樁基托換法技術(shù)性較強，施工組織繁瑣；而在軟弱地質(zhì)條件下，注漿法的加固效果又不能得到有效保證。在樁基與盾構(gòu)區(qū)域之間設(shè)置隔離樁，降低盾構(gòu)開挖對樁基周圍土體的影響，可以快速有效地達到對樁基進行變形和應力控制的效果［8］。

目前，針對隔離樁的研究主要集中在數(shù)值模擬、現(xiàn)場監(jiān)測方面。史淵等［9］通過FLAC3D軟件建立了雙線盾構(gòu)近距離側(cè)穿高鐵橋梁樁基的數(shù)值模型，計算發(fā)現(xiàn)設(shè)置隔離樁可大幅減少雙線隧道開挖對橋樁所造成的疊加效應的影響；趙曉勇等［10］對隔離樁設(shè)置范圍、位置和深度等進行了對比計算分析，得出隔離樁的最優(yōu)布置間距及埋深；馮國輝等［11］將Winkler地基模型及Pasternak地基模型的計算結(jié)果與已有工程監(jiān)測數(shù)據(jù)進行對比驗證后發(fā)現(xiàn)，隨著隔離樁樁徑的增大，高鐵樁基水平位移顯著減小。為使計算更加貼合實際情況，本文采用有限元法，模擬了盾構(gòu)掘進中盾殼、管片拼裝及注漿過程，更加真實地反映了隔離樁的控制效果。

1 計算原理及模型建立

1.1 接觸面計算原理

樁土之間的相互作用采用切向和法向彈簧來模擬，在線彈性假定下，應力與應變的關(guān)系成正比，可以用式（1）～式（4）表示［12］：

{σ}=［K］{ω}（1）

其中：

{σ}=σnτs1τs2

（2）

［K］=kn00

0ks10

00ks2（3）

{ω}=dudυ1dv2（4）

式中：σn、τs1、τs2分別為接觸面上的法向應力及2個方向的切向應力；du、dv1、dv2分別為接觸面間產(chǎn)生的法向位移及2個方向的切向位移；kn、ks1、ks2分別為接觸面法向剛度系數(shù)及2個方向的切向剛度系數(shù)。

接觸面采用Mohr-Coulomb理想彈塑性模型的破壞準則［13］，可用式（5）表示：

σ1-σ32=σ1+σ32sinφ+ccosφ（5）

式中：σ1為最大主應力；σ3為最小主應力； c為土體的粘聚力；φ為土體的內(nèi)摩擦角。

1.2 樁基接觸面及樁端單元的設(shè)置

接觸面參數(shù)主要包括法向剛度、切向剛度，具體取值如表1所示。相應的計算公式見式（6）～式（9）：

kn=Eoedtv（6）

kt=Gitv（7）

Gi=R×Gsoil（8）

Eoed=2Gi（1-υi）1-2υi（9）

式中：kn為法向剛度；kt為切向剛度；tv為界面厚度；R為強度折減系數(shù)，取0.7；Eoed為接觸面彈性模量；Gi為接觸面剪切模量。

樁端參數(shù)包括最終剪力、樁端承載力及樁端彈簧剛度，根據(jù)相關(guān)工程經(jīng)驗，具體參數(shù)取值如表1所示。

1.3 有限元物理力學計算模型及參數(shù)

將隔離樁等效為1 m厚度的地下連續(xù)墻，地層、橋墩、注漿層、地下連續(xù)墻結(jié)構(gòu)使用三維實體網(wǎng)格，地層材料破壞準則選取M-C本構(gòu)模型；盾構(gòu)管片、盾殼使用二維板單元網(wǎng)格，樁基礎(chǔ)使用一維桿單元網(wǎng)格，直徑1 m，注漿層、橋墩、地下連續(xù)墻及板單元、桿單元采用線彈性破壞準則。盾構(gòu)管片厚度為0.3 m，盾殼厚度為0.06 m，沿盾構(gòu)掘進方向，管片、盾殼長度取1.5 m。采用雙向同時掘進，盾機一次掘進3 m，即2個管片長度，注漿壓力設(shè)置為120 kN/m2。材料物理力學參數(shù)如表2所示，盾構(gòu)區(qū)域與樁基礎(chǔ)空間位置如圖1所示，網(wǎng)格模型如圖2所示。

2 計算結(jié)果分析

2.1 地表豎向變形分析

掘進27 m后，地表監(jiān)測斷面豎向位移如圖3所示。從圖中可以看出，地表監(jiān)測斷面豎向位移呈“W”型分布。由于土體的開挖導致地層產(chǎn)生卸荷作用，在盾構(gòu)區(qū)域內(nèi)（x=26，x=52）地表發(fā)生較大沉降，最大沉降量為2.2 mm；在盾構(gòu)區(qū)間臨近區(qū)域內(nèi)，特別是盾構(gòu)左、右線兩側(cè)及中間的土體，在盾構(gòu)掘進壓力的作用下發(fā)生擠壓，沉降量相對較小。

圖4為地表監(jiān)測點豎向變形隨盾構(gòu)掘進的時程變化曲線。從圖中可以看出，盾構(gòu)初期，由于地層土體開挖產(chǎn)生的卸荷作用，地表沉降不斷加劇，當盾構(gòu)至24 m處時，沉降達到最大值6 mm，隨著后期管片的安裝及注漿壓力的施加，土顆粒間的擠壓不斷加大，地表位移方向發(fā)生改變，甚至出現(xiàn)了隆起現(xiàn)象，最大隆起值為4 mm。

2.2 樁基橫向變形控制分析

圖5為掘進27 m處時樁基的橫向變形。從圖中可以看出，樁身最大橫向變形發(fā)生在樁基埋深14 m的位置，即盾構(gòu)隧道所在高程，樁身最大橫向變形為4 mm，樁身相對變形最大值為5 mm。在隔離樁施加后，樁基周圍土顆粒間的相互作用路徑被阻斷，樁身所受影響大大減小，樁身相對變形量減小為0.4 mm。圖6為樁基14 m埋深處監(jiān)測點的橫向變形隨盾構(gòu)掘進的變化曲線。從圖6可以看出，樁基橫向位移隨著盾構(gòu)掘進先增加后減小，在盾構(gòu)掘進18 m時達到最大值，隨著管片的拼接和注漿壓力的作用，樁基橫向位移逐漸減小直至穩(wěn)定在1.1 mm左右。隔離樁樁施加后，樁基的橫向位移大為減小，最大值為0.5 mm，最大橫向位移減小了90%。

2.3 樁基應力控制分析

當掘進行進至27 m時，樁身軸力分布如圖7所示。從圖7可以看出，施加隔離樁前，樁身軸向應力最大值出現(xiàn)在埋深6 m的位置，值為958.4 kPa；施加隔離樁后，樁基周圍土體施加在樁身表面的側(cè)向摩阻力減小，樁身軸向應力有所降低，最大值為773.9 kN。樁身彎矩分布如圖8所示，從圖8可以看出，樁身最大負彎矩出現(xiàn)在埋深6 m位置處，值為-105.3 kN·m。樁身最大正彎矩出現(xiàn)在埋深14 m的位置處，其值為113.5 kN·m。施加隔離樁后，樁身最大負彎矩和最大正彎矩的值分別減小為-69.6 kN·m、58.8 kN·m。由此可以看出，隔離樁可以有效改善樁基的受力情況。

3 結(jié)論

本文通過采用有限元數(shù)值模擬，分析了隔離樁對盾構(gòu)掘進中的既有樁基的變形和應力控制效果，得出結(jié)論：

（1）盾構(gòu)掘進過程中，前期由于開挖造成土顆粒的損失，會產(chǎn)生地層的卸荷作用，地表發(fā)生較大沉降，后期在管片拼接及注漿壓力等作用下，地表會產(chǎn)生隆起現(xiàn)象。

（2）隔離樁可以阻斷土顆粒間的相互作用，減小樁基的橫向變形。施加隔離樁后，樁基最大相對橫向位移由5 mm減小至0.5 mm。同時，隔離樁的施加也有效的改善了樁基的受力條件，樁基的軸力和彎矩均呈現(xiàn)不同程度的降低。

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