夏曾银，赵 胜

(中铁隧道集团京隧建公司，北京 100022)

0 引言

随着我国城市轨道交通建设的飞速发展，地铁线路穿越城市密集区的概率和范围越来越大，且沿线一般存在大量地下城市生命线工程和地上敏感建(构)筑物，隧道工程不可避免地需要从其下部和旁侧近距离穿越。目前，暗挖隧道下穿浅基建筑物施工已经积累了一定的经验;但是，由于土体特征具有明显的地域性，施工工况具有较强的针对性，对于大跨下穿浅基建筑暗挖隧道出现初期支护变形过大、开裂险情的处置方案不尽相同，缺乏完整、系统的文献支持。本文以深圳地铁某大跨暗挖隧道下穿浅基建筑为例，分析初期支护开裂的原因，并对后续施工处理方案进行介绍，以期为今后类似隧道的设计、施工提供借鉴和参考。

1 工程概况

深圳地铁某并线段区间为单洞双线暗挖隧道，全长48.25 m，设有喇叭口 D，E2种断面(见图1)，拱顶埋深约15～17 m。隧道顶部覆土主要为素填土层、坡积黏土、残积砾(砂)质黏土;除进洞口段13 m范围风洞身下部为全风化粗粒花岗岩外，其余洞身地层为砾(砂)质黏土;地下水位埋深1.1～6.0 m，隧道围岩级别为Ⅵ级。该隧道下穿的某景区办公楼(5层混凝土整体框架结构)及景点教堂(3层混凝土整体框架结构)均为柱下独立扩大基础，其中办公楼受相邻地铁车站深基坑施工影响，东侧墙面已出现裂纹。房屋与隧道平面位置关系见图2。

隧道采用浅埋暗挖法(双侧壁导坑工法)施工，复合式衬砌。拱部采用φ133大管棚+φ42注浆小导管联合超前支护;洞内全断面深孔压注MC超细水泥－水玻璃双液浆预加固;有条件段对开挖轮廓线外3 m范围以内地层采用φ600@450 mm密排旋喷桩进行地表加固;房屋基础下设φ60袖阀管跟踪注浆。初期支护采用35 cm厚C25网喷混凝土+间距0.5 m格栅钢架 +边墙 φ32，长 3.5 m，间距 0.5 m ×0.75 m 注浆系统锚管联合支护。

2 初期支护开裂及应急抢险过程

2.1 初期支护开裂过程描述

该隧道设计分9部开挖，实际按6部进行。2008年11月11日前，隧道各步序正常开挖，初期支护各分块及时封闭，初期支护表面无异常情况，地表办公楼原有裂缝无明显变化。11月11日—18日隧道左侧(以面向工作面为基准，下同)上导坑中隔墙局部节点板处出现细小裂缝;11月18日下午发现左侧上导坑YDK14+800～+775段边墙格栅节点板附近出现纵向裂缝，宽度3～5 mm，同时发现地表办公楼东侧墙裂缝有增大趋势，多位于填充墙及窗台(见图3);11月18日晚，各工作面停止施工，进行加固处理。各步序进展情况见图4。

2.2 应急抢险措施

险情发生后，遵循“抑制既有险情扩大、预防次生灾害发生”原则进行抢险。

1)隧道各工作面采用工钢+网喷混凝土临时封堵。

2)立即在左右侧上导坑上部加设方木剪刀撑，中部(节点板上20 cm)加设Ⅰ18型钢横撑;下导坑节点板处加设方木横撑(隔一撑一，直接撑格栅钢架)，同时下导坑仰拱节点板上30 cm以下范围内浇筑C15混凝土锁脚，并每隔5 m设2 m宽沙袋墙对中隔墙进行反压。

3)加大频率，每天24 h进行连续监视监测，及时反馈，并根据结果随时继续加强隧道加固。

图4 各步序工作面进展Fig.4 Construction procedure

2.3 施工监测情况

1)拱顶沉降。2008年11月14日—22日左右上导坑拱顶沉降均较大，左导坑最大沉降－29.23 mm(YDK14+793)、右导坑最大沉降 －29.79 mm(ZDK14+788);22日加固后，沉降量明显减小并趋于稳定;至12月1日，左导坑最大沉降－1.65 mm、右导坑最大沉降－1.09 mm。

2)水平收敛。2008年11月14日—22日水平收敛较大，左导坑最大收敛－33.06 mm(YDK14+793)、右导坑最大收敛－15.91 mm(ZDK14+798)，左侧明显大于右侧;22日加固后，收敛变化明显减缓并趋于稳定;至12月1日，左导坑最大收敛－1.33 mm、右导坑最大收敛－1.5 mm。

3)地表建筑物沉降。2008年11月14日—22日地表建筑物沉降变化较大，办公楼最大沉降－16.38 mm、教堂最大沉降－10.44 mm;22日加固后，沉降明显减缓;至11月29日，沉降基本趋于稳定，办公楼最大沉降－5.24 mm、教堂最大沉降 －3.18 mm。

现场加固后，根据变位时态曲线图，各点变化都趋于平缓，现场监视隧道内及地表建筑物没有新增及扩大裂缝、渗水加大及支撑变形情况发生，且未发现建筑物梁、柱裂缝。根据以上初步判定:加固后隧道及地表建筑物处于稳定状态。

3 原因分析

3.1 数值模拟

采用ABACUS软件建模(网格划分见图5)，按照实际施工步序，模拟加固前各导坑开挖过程中的地层塑性区分布和发展状况。

图5 网格划分图Fig.5 Grids

1)左上导坑开挖。首先导坑内侧壁中部地层产生塑性区(见图6)，随着开挖进行，逐渐向深处发展，且外侧壁中部地层也产生塑性区(见图7)。左上导坑支护完毕后，外侧地层塑性区深度达2.1 m，内侧达2.3 m。结果揭示:地层塑性区发展和分布与现场导坑两侧裂缝出现顺序和位置是相吻合的。

2)左下、右上导坑开挖。随着施工进行和地层应力重新分布，塑性区不断发展。其中，内侧地层塑性区继续向深度发展并在左下、右上导坑开挖后贯通(见图8);支护完毕后，左上、下导坑外侧地层塑性区连结成片，最深为2.6 m，右上导坑外侧地层塑性区深度达到2.4 m(见图9)，产生和左上导坑同样塑性区，且上、下导坑分界处塑性区不断加大。

3)左右导坑开挖完成后。到右下导坑开挖结束并施作支护后，左右导坑塑性区分布基本对称，导坑中部地层塑性区完全贯通并分布于整个开挖面，外侧塑性区深度最大为3.4 m(见图10)。

图10 左右导坑开挖完成并支护后塑性区分布Fig.10 Distribution of plastic zone after left and right guide tunnel excavation and support

3.2 主要原因

根据数值模拟分析，结合现场具体险情，初期支护开裂主要原因有:

1)隧道开挖9部变6部，违反设计要求。考虑到喇叭口D断面隧道上方地表荷载(5层办公楼)较E断面(3层教堂)大，而要求喇叭口D断面分9部、E断面分6部开挖。在隧道施工时，只注重施工方便及进度指标，而未深刻理解设计理念。

2)由于两侧导坑为两头尖中间凸状竖向布置，6部开挖格栅被过度分割，侧导坑1部、3部上下台阶节点板处 (即裂缝处)为受力最不利位置，却未设横撑。喇叭口D断面原设计分9部，通过设置横撑改善了侧壁节点板处的受力状况;E断面设计虽分6部，但却加大了侧导坑跨度，亦改善了侧壁节点板处的受力状况。

3)从施工组织来看，亦存在不合理之处。整体施工步序没有突出各部(步)，特别是形状优美的整个隧道断面快速闭合的成环思路，各部之间不合理的间距使隧道支护的时空效应投入到“风险”的怀抱。比如2部、3部之间纵向未错开一定距离，而采取平行开挖加速了中洞土体塑性区的发展，中导坑5部未及时开挖，不能及时将侧导坑初期支护部分的弯矩转化为轴力。

4)工艺质量缺陷较多。包括节点板连接不好、房屋基础跟踪注浆深度大、压力高及边墙系统锚杆未完全施作和初期支护背后回填注浆不及时。节点板连接不好是初期支护开裂的重要原因，部分节点板张口较大，大幅度削弱了初期支护的结构强度;施工图中未量化跟踪注浆深度及压力，因浅孔注浆易冒浆，而采取了深孔注浆(深至拱顶上方3 m)，压力达1.8 MPa，对未整体形成扁平状的初期支护压力很大;边墙系统锚杆采用长3.5m，φ32注浆锚管，由于忽视了注浆锚管改善地层作用，施工中没有保证足够的密度和范围，使松弛区扩大引起初期支护所承受荷载加大;迟到或尚未及进行的初期支护背后回填注浆，使支护与地层间连续抗力－荷载丧失存在的意义，从而加大了松弛区的不利作用。

4 施工对策

通过原因分析，参照监测资料及专家意见，遵循“以人为本，确保隧道稳定、房屋安全优先，措施宁强勿弱，应急准备到位”原则，制订已挖洞室加固处理、剩余隧道均衡开挖、隧道二次衬砌紧跟开挖及地表房屋基础下跟踪注浆的综合处治方案。

4.1 已挖洞室加固

已挖洞室加固采取“强锚固+强内衬”方案，即在已有隧道初期支护内侧再增设一层支护体，支护体沿原设计隧道初期支护内侧及中壁土柱全环设置，与原初期支护体系共同受力，并在两侧导坑边墙范围对应格栅设置自进式中空锚杆，施加预应力，实现强锚固，确保隧道及地面建筑物安全，并结合对开挖轮廓线外3.5 m范围内地层和中间核心土体补注浆加固一并实施(见图11)。其施工程序为:强锚固—节点板接头加强—强内衬—周边及中间土体加固—下步开挖。

图11 已挖洞室加固处理Fig.11 Reinforcement of excavated tunnel

1)径向强锚固。采用φ25自进式中空注浆锚杆，长6.0 m，间距0.5 m ×0.8 m(纵 × 环)锚杆与钢架对应设置，并先低压后高压压注浓水泥单液浆锚固，形成围岩－支护体系。变形较大地段按8根设置于边墙，其余地段按2根设置于边墙钢架上、下接头处。当浆体达到85%强度后，采用扭力扳手进行张拉，张拉力不小于7 t。

2)节点板接头加强。锚杆施工完毕后，以2榀格栅为1个单元。将水平裂缝上下各10～15 cm分段凿开检查连接情况。若发现节点板不密贴，则以形状、尺寸合适的钢筋填塞开口处并与其焊接牢固，同时以双面焊对格栅4根主筋节点连接处各帮焊一根φ28钢筋，上下搭接3～5 d;若临土侧2根主筋难以实施，可采取单面帮焊2根φ28钢筋方式代替，最后将凿开处补喷密实或灌注微膨胀细石混凝土。

3)强内衬。设计通过调整线路中线、减小衬砌内净空和减小衬砌厚度加强配筋等措施争取强内衬所需空间。强内衬新增设支护体采用网喷混凝土+锚筋+型钢钢架联合支护，沿隧道全长设置220 mm厚C25早强混凝土全环及临时中壁柱支护。φ8，@150 mm×150 mm钢筋网格全环单层设置，钢筋网置于钢架腹腔与其连接牢固;φ22，长 0.3 m，间距 0.5 m ×0.75 m 锚筋菱形布置，纵向对应钢架与原初期支护连接。型钢钢架全环及中壁柱设置间距0.5 m，与原初期支护格栅钢架错开布置，全环分8个单元，单元划分错开原支护节点板位置并设在受力较小部位。强内衬由洞口向洞内逐次推进，遇初期支护侵入净空地段，应暂时跳过最后施作，以确保安全。

4)土体改良。由于两侧导洞开挖，使中洞大部土体和边墙周边土体处于塑性区范围，需对其改良加固。已挖洞室分段完成上述加固后，先对中洞土体分浅、深孔注浆改良，再对边墙周边土体进行深孔改良加固。

①中洞补充注浆加固。为了填充临时支撑背后孔隙和改善其受力状态，先浅层注浆，接着深层注浆加固，以期改善中间剩余土体的稳定性和强度。浅层表注浆孔按0.5 m×1 m(纵×环)梅花形交错垂直施工面布孔，深为1 m，在下断面拱脚位置按30°，45°倾角布置2根φ32，长1.5 m斜插钢管注浆，水泥－水玻璃双液浆压注，水玻璃浓度30 Be'，W∶C=(1.0 ～1.2)∶1，C∶S=1∶1，初压宜为 0.1 ～0.15 MPa，终压不大于 0.3 MPa，主要以压力控制;深层注浆孔与浅孔一样，深3 m，在下断面拱脚位置按30°倾角布置1根φ32，长3.5 m斜插钢管注浆，水泥单液浆压注，W∶C=(0.6 ～0.8)∶1，外掺0.5%减水剂，初压宜为0.1 ～0.3 MPa，终压不大于0.5 MPa，主要以压力控制。

②边墙周边土体注浆加固。在两侧边墙布设φ32，长3.5 m，间距0.5 m ×0.75 m(纵 × 环)径向注浆锚管，采用W/C=0.5～0.55浓水泥浆，当浆液可注性不足时，可掺加减水剂，掺量以1%为基准，通过试验确定，压力控制在0.5 MPa以下。

4.2 剩余隧道开挖

要求均衡开挖，每步间保持适当步距，纵向错开4～6 m。主要措施有:

1)横撑一体化。中洞开挖前对现有两侧导洞所架设横撑采用φ22，@500mm钢筋焊接。

2)拱脚加固。为防止格栅下沉，在拱脚设纵向型钢或支垫木板，同时在拱脚处及其向上1 m分别设一道锁脚锚杆，每道2根，长度3.5 m。

3)格栅分节。两侧4个导坑均一次开挖，预留核心土，每个导坑由原来2节格栅合并为1节。

4)中洞开挖。分3台阶，按侧导坑位置设2道横撑，上、中台阶步距为2 m，中、下台阶为4～5 m。上台阶开挖前施作φ42超前小导管，并压注水泥浆，W/C=0.8～1，压力控制在1.0 MPa以下。由于两侧导坑因测量误差和施工误差存在钢架不同步问题，导致中洞拱部格栅无法采用螺栓连接，要求将拱部格栅节点分在总长1/3处，左右错置，承插帮焊方式连接(格栅加工时预先加长，安装时互相承插，交叉部位2根主筋双面帮焊1根φ28螺纹钢，搭接长度5 d，最后现场安装承插段箍筋、U型筋及“之”字筋)。

5)初期支护背后回填注浆。拱、墙、底部依次分别按照2 m×2 m，4 m×4 m，1 m×1 m梅花形布置回填注浆管，管长60 cm，以不大于0.2 MPa的无收缩浆液低压回填注浆。

图12 建筑物跟踪注浆示意图Fig.12 Following grouting of the building

4.3 二次衬砌

二次衬砌纵向分段，每段6 m，紧跟开挖，二次衬砌与仰拱作业面保持2 m步距，二次衬砌采取主动换撑+拱墙整体浇筑方案。首先浇筑中洞部分仰拱及填充混凝土，然后在其顶面安装φ273@2 m钢管中立柱，柱顶设弧形法兰，背后预铺防水板。对中立柱施加预顶力，再拆除临时中隔壁及临时横撑，浇筑侧洞仰拱及填充混凝土，最后施作拱墙二次衬砌。待拱部混凝土达到90%强度后拆除钢管中立柱，用微膨胀防水混凝土填充孔洞。

4.4 地表建筑物保护

1)地下水位观测。为及时掌握地下水变化情况，根据现场，在办公楼南北侧及教堂南侧各设1个水位观测井(兼回灌孔)。设置于隧道开挖轮廓线外3 m以内，深28 m。施工过程中加强地下水位观测，根据观测结果，必要时进行回灌。

2)地表动态跟踪注浆。通过多台注浆设备、多注点动态注浆结合全过程监控量测来控制建筑物基础沉降量。采用可多次重复注浆的袖阀管分段注浆。首先，对已挖洞室上方建筑物地基进行注浆加固，以防止建筑物继续沉降;其次，后续施工全过程监控沉降并实施浅层注浆控制及调整沉降。

①注浆孔位布置。根据现场，在每座建筑物柱下独立扩大基础布设2～3个注浆孔，孔底及孔口间距均不得小于1.8 m，以防串浆。从建筑物四周地表斜向下钻孔至基础下，注浆孔孔底垂直深度根据建筑物高度不同分2种，办公楼下为5 m，教堂下为6.5 m。布孔横断面见图12。

②注浆材料。采用水泥－水玻璃双液浆，水玻璃浓度 30 Be'，W∶C=(0.8 ～1)∶1，C∶S=1∶1。

③注浆参数。注浆压力 P地基加固=0.3 ～0.6 MPa，P动态注浆=0.8 ～1.2 MPa;扩散半径 R=0.8 m;注浆分段长度0.5 m;注浆结束以压力控制标注。

④钻孔机具。采用MGY—60B型锚杆钻机，此钻机利用高压风吹土出孔，可以避免在钻进过程中需要泥浆护壁而引起建筑物基础下的水土流失。

⑤注浆过程控制标准。对布置于办公楼及教堂上的监控量测点进行观测，当某点量测结果超过警戒值时，对基础实施动态注浆，直到沉降值恢复到警戒值以内。根据建筑物的形式和重要程度设立警戒值:监控量测点沉降值为0.8 mm/d，每10 m不均匀沉降为12 mm，抬升速率不大于1.5 mm/d。施工过程中，需每隔8 h对每个监控量测点观测1次，并即时反馈量测信息，采取调控注浆。沉降观测点采用精密水准仪观测，应由专人负责。

5 结论与讨论

通过采取上述施工方法及辅助措施，暗挖隧道安全地通过了办公楼及教堂，控制了其沉降在允许范围内，保证其正常使用。通过本文分析研究，得出以下结论:

1)动态设计与施工是地下工程，尤其是暗挖工程的生命。首先需深刻剖析施工环境，把握设计意图，提前对工况模拟、结构验算、细节完善等全面细致考虑且确保流程规范。地下工程建设领域推行设计施工总承包模式，可实现安全与效益、质量与投资的和谐统一，但对承建商的门槛，行业主管部门要严格把关。

2)监测是地下工程的眼睛。通过动态监测，提前分析预测，准确全面把握地下工程支护可能或即将出现的异常因素，是超前、正确应对险情的重要前提之一。

3)地下工程暗挖工法发展到今天，其工艺、措施日臻完善。暗挖断面越来越大是发展方向之一，化大为小、分部施工、环环封闭是关键，同时要求保持步距错进，切忌平行施工，通过各分部的辅助措施，改善周边地层，减少塑性区叠加，控制沉降速率，减少总沉降量。工艺质量是否达标是施工安全控制的关键点，切忌规避由于工艺落实不到位影响工法生命，尤其是超前支护、预注浆、回填注浆、系统锚杆等非主体结构的隐蔽工程。

4)通过地表跟踪注浆方式对浅基础加固和房屋抬升是行之有效的方法。跟踪注浆深度宜以浅层为主，遵循“多次、多点、少量、间隔”原则，严格控制抬升量，抬升速率宜控制在1.5 mm/d。若采用深层注浆，易对隧道结构造成伤害。

5)由于双侧壁导坑法可能会因测量误差和施工误差引起钢架连接困难，尤其是中洞拱部，难以达到严格意义上的格栅等强度成环。因此，大跨浅埋暗挖隧道下穿浅基建筑时不宜采取该工法。

6)软弱围岩中大断面隧道施工为图施工方便而过度分割初期支护钢架，会使其刚度大幅度衰减，留下安全隐患。

［1］ 王梦恕.地下工程浅埋暗挖技术通论［M］.安徽教育出版社，2004.

［2］ 庄纪栋.浅埋隧道开挖穿越楼房基础的数值模拟分析［J］.铁道标准设计，2003(6):52 －54.

［3］ 中华人民共和国建设部.GB 50007—2002建筑地基基础设计规范［S］.中国计划出版社，2002.

［4］ 郭海满，刘成禹，杨建成，等.浅埋隧道上覆建筑的稳定性研究［J］.铁道工程学报，2009(7):86－90.(GUO Haiman，LIU chengyu，YANG jiancheng，et al.Researches on the stability of buildings above shallow-buried tunnel［J］.Journal of Railway Engineering Society，2009(7):86 － 90.(in Chinese))