富水软弱地层范文

富水软弱地层范文（精选8篇）

富水软弱地层 第1篇

1 工程概况

深圳地铁后海站 (原南山商业中心站) 位于深圳后海滨路与海德二路交叉路口下, 长222m, 标准段宽度20.3m, 站台宽11m, 两层岛式站台车站, 车站顶板覆土厚度2.5m, 该站南北端均为盾构始发井, 共设4个出入口和2个风亭风道。车站主体围护结构采用800厚连续墙, 附属围护结构采用钻孔排桩加旋喷桩, 同时本站为地下二层钢筋混凝土框架结构, 主体结构横向为两跨。

该区间原始地貌为滨海相潮间带 (滩涂) , 后经软基处理由填海而成。本工程主要地层自上而下为:厚8.6m的 (1) 1填土层, 埋深0~8.6m;厚1.1m的 (1) 2填土层, 埋深8.6~9.7m;厚4.1m的 (5) 2砾砂层, 埋深9.7~13.8m;厚4.1m的 (6) 2淤泥质粘土层, 埋深13.8~17.9m;厚0.8m的 (6) 3粘土层, 埋深17.9~18.7m。赋存于粘性土和各砂层中的地下水类型为孔隙潜水, 赋存于基岩风化层中的地下水类型为基岩裂隙水, 但二者渗透性相近, 因而两种类型的地下水一般不具承压性。区间范围地下水位埋深0.70~4.60m, 水位高程-1.40~2.81m, 最大隧道涌水量为7576m3/d, 属水量极丰富区, 易造成局部流砂、涌水等现象。场地地下水对混凝土具中等腐蚀性, 对钢筋混凝土结构中的钢筋具中等腐蚀性 (长期浸水条件) , 对钢结构具中等腐蚀性[3,4]。

2 监测项目及控制标准

根据《建筑基坑支护技术规程》 (JGJ120-99) 、《深圳地区建筑基坑支护技术规范》 (SJG05-96) 、《工程测量规范》 (GB50026-93) 、《建筑变形测量规范》 (JGJ/T 8-97) 等国家现行施工技术规范、规程和深圳市的有关规定, 本工程主要选取对施工影响范围内地下连续墙变形、地下水位历时变化、典型混凝土支撑轴力、钢支撑轴力作为监测项目, 且以开挖深度17m考虑, 其控制标准为: (1) 地下连续墙变形:报警值2mm/d, 42.5mm, 预警值34mm; (2) 坑外地下水位:报警值±1000mm, 预警值±600mm; (3) 支撑轴力:报警值为设计值的80%。

3 监测数据分析

3.1 地下连续墙变形分析

以2008年7月数据为例作为典型分析, 主要选取测点CZ1和CZ6作为主要观测点, 其变形如图1、图2所示。

从图1、图2可以看出CZ1测点深度在5m范围内处于12mm左右, 10m范围内处于11mm左右, 15m范围内处于7mm左右, 在达到17.5m时为0;CZ6测点深度在5m范围内处于8mm左右, 10m范围内处于8mm左右, 13.5m范围内处于1.5mm左右。因此, CZ1测点和CZ6测点地下连续墙变形较平稳, 未出现异常变形情况。

3.2 地下水位历时变化分析

从图3可看出, W1观测点地下水位保持在0.2m左右, W2观测点地下水位保持在0.35m左右, W3和W4观测点地下水位保持在0.2m左右, W5观测点地下水位保持在-0.5m左右, W6观测点地下水位保持在0.5m左右。因此, 本月观察水位孔地下水位均变化明显, 观察水位孔地下水位均呈上升趋势, 表明受下雨影响水位都有所上升。

3.3 典型混凝土支撑轴力分析

从图4可以看出, N1-2混凝土支撑轴力处于3400k N左右, Z1-3混凝土支撑轴力处于2230k N左右, N1-5混凝土支撑轴力处于3520k N左右, N1-6混凝土支撑轴力处于4400k N左右, N1-7混凝土支撑轴力处于3950k N左右, N1-8混凝土支撑轴力处于3100k N左右, N1-9混凝土支撑轴力处于800k N左右。因此, 本月变化较为平稳, 但轴力变化值有所增大。

3.4 钢支撑轴力分析

从图5可以看出, N-5钢支撑轴力保持在900k N, 左右N-5钢支撑轴力保持在6880k N左右。因此, 本月变化较为平稳, 未出现异常情况。

4 结论

通过对深圳地铁后海站深基坑进行监测分析, 可以得出以下结论:

(1) 富水软弱地层深基坑施工中, 地下连续墙变形较为平稳, 变形值在设计值之内;后海站混凝土轴力, 轴力变形趋于缓和, 变化较为平稳;地下水位变化较大, 受下雨影响, 水位变化较明显;但总体认为, 后海站深基坑处于稳定状态。 (2) 加强对地铁车站深基坑在施工过程的监控, 及时掌握监测信息, 实行信息化施工, 以保证工程施工安全和结构安全。

参考文献

[1]熊孝波, 孙钧, 徐伟, 等.润扬大桥南汊北锚碇深基坑开挖工程实践[J].岩土工程学报, 2003 (3) :157-162.

[2]安关峰, 宋二祥.广州地铁琶州塔展工程基坑监测分析[J].岩土工程学报, 2005 (3) 3:33-337.

[3]陈学军, 邹宝平, 易觉, 等.富水软弱地层盾构隧道始发洞口土体加固技术[J].现代隧道技术, 2010, 47 (4) 7:3-79.

[4]陈学军, 邹宝平, 邝光霖, 等.盾构隧道下穿深圳滨海大道沉降控制技术[J].铁道标准设计, 2010, 3:92-95.

富水软弱地层 第2篇

软弱围岩及富水地段隧道施工技术研究

【内容提要】 随着“十三五”期间国家高速铁路投入力度的加大，势必会对高速铁路的施工技术提出更高的要求，隧道作为高铁的主要组成部分，施工工艺显得尤为重要。而软弱围岩，特别是含水量较大地段的围岩，如何在保证安全和质量的前提下，尽快的开挖、支护、封闭，在隧道施工过程中显得尤为关键。

【关键词】 隧道；施工技术；软弱围岩；开挖。1.软弱围岩的施工难点 1.1软弱围岩的特点

开挖工序作为隧道施工的重点环节，影响着整条隧道的施工质量和进度，而随着围岩级别的递增，开挖难度也逐渐加大，特别是Ⅴ级围岩，岩体极为破碎、容易风化，受爆破震动影响显著，这就要求我们在开挖完成后，及时支护闭合，同时做好监控量测。1.2软弱围岩的开挖方法

本文针对京沈客专在建的三棱山隧道，结合大型机械化施工工艺，对Ⅴ级围岩的开挖支护和衬砌注意事项做出了几点归纳。

三棱山隧道1#斜井沈阳方向围岩类型较复杂，围岩Ⅱ级至Ⅴ级交替，其中，Ⅴ级围岩地段，岩体自稳性非常差，基岩裂隙水较完全发育，而对掌子面前方围岩的预见性的手段有限，仅靠地质预报和掌子面素描是远远不够的。

为了施工安全起见，我项目采用了三台阶预留核心土的开挖方法，严格控制上台阶一次性开挖进尺，根据掌子面围岩的不同区域，合理的调整打钻时的外插角度，特别是拱脚处，如果外插角度过大，爆破时会对破碎的围岩造成更大的扰动，会对支护工序造成很大的隐患。同时，视岩层的坚硬程度，对单孔装药量也进行了合理的控制，岩层尤为破碎和不稳定的部分，可以选择破碎锤进行敲击，同时挖机配合进行清理碎渣。开挖工作完成后，及时测量开挖轮廓，坚决避免欠挖的发生，在考虑软弱围岩变形较大的情况下，对理论预留的变形量做出了进一步的调整，适当的放大了开挖轮廓线。中、下台阶的开挖要交错进行、及时跟进，单侧每个循环的开挖进尺不应大于两榀拱架间距，拱架间距宜在0.6米至0.8米之间，同时，避免拱架悬空。2.支护方式多样性

开挖完成以后，要尽快的对外漏的围岩进行支护封闭，为了增加初期支护的稳定性，支护所用的喷锚混凝土比设计增加了一个标号。控制拱架的施工质量是支护工作的重点，拱架每个单元之间

第1页，共6页。软弱围岩及富水地段隧道施工技术研究 的连接要确保牢固；同时，为了保证初支拱架的稳固性，对每榀拱架的两侧各增设了一组锁脚锚管。拱脚位置应避免悬空，保证坐落在硬岩上，如因超挖、排险等因素引起的拱脚外漏、悬空，我们选择用槽钢或者工字钢对其进行铺垫。特殊的，可以将槽钢或工字钢与拱脚进行连接。超前支护施作，个人认为是隧道支护工序的重中之重，超前的施工质量决定了下一循环开挖的安全性、稳定性，可以在一定程度上避免掌子面前方和上部的滑塌。我标段在施作超前支护方面，充分利用了大型机械化施工的优越条件，在极其软弱的围岩里程段，用三臂凿岩台车打设了中管棚（见图1），并留设注浆孔和注浆阀门，以便后期注浆加固掌子面前方的岩体。相较于传统的超前施作工艺，三臂凿岩台车在打设管棚时，比人工所使用的气腿式凿岩机要方便的多，具体体现在以下几点：

图1 三臂凿岩台车施作中管棚

1.1所需时间少。

传统的凿岩机每打设一根超前小导管用时在15分钟左右，小导管长度按3.5米，全环布设55根，6名工人操作凿岩机，全环小导管共计用时2.5小时；而三臂凿岩台车每打设一根中管棚用时在3分钟左右，三个机械手同时操作，全环共计用1小时。凿岩台车大大的节省了工序时间，把后续的每一个施工工序都提前了一个节点。1.2操作方便。

三臂凿岩台车仅需要接入高压电缆和水带，专业的技术人员就可以进行操作了。而凿岩机需要配备一定数量的空压机，接入水管。并且，凿岩机维修和保养的频率要远远超过凿岩台车，操作起来比较麻烦。

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1.3减少资金的投入。

同样打设一组超前导管，单是机械用电量这一项，三臂凿岩台车就比凿岩机节省了很大的开支，为项目带来了很大的经济效益。4.初支防水与排水

在支护工序完成后，就需要对初期支护和掌子面渗水处进行止水和排水处理，按照“防、排、截、堵相结合，因地制宜，综合治理”的原则，我标段主要采用了注浆止水和初支表面引排相结合的方法对渗水进行处理。4.1掌子面注浆。

对管棚注浆之前，先对掌子面喷锚封闭，分两层喷射混凝土，确保所注浆液不流失或较少流失。掌子面也可以根据出水情况施作一些小导管，和中管棚一样，在管口处预留注浆孔，并将止浆阀门安装于管口位置，通过注浆管连接到双液注浆机的阀门处。注浆机采用恒峰HYB80/90双液注浆机，注浆原材料采用P.O.42.5普通硅酸盐水泥和水玻璃，将水泥倒入搅拌桶中，加入适量的水进行搅拌。同样，水玻璃也是加水稀释后才能进行注浆。（见图2）注浆顺序按照从水量小的区域依次向水量多的区域进行，在注浆前及注浆过程中，实验负责人和现场质量负责人对水、水泥、水玻璃的比例做过多次实验，力求符合现场的注浆环境，最终所得出的配比为（质量比）：水泥：水：水玻璃=1:0.15:0.7，确保注浆效果达到最佳。注浆压力控制在1.5MPa左右为宜，持压历时6-8分钟，结合现场实际情况，当发现注浆管附近的其他管口或者初期支护面有浆液轻微渗出时，说明此管及其周围围岩裂隙注浆基本饱满，此时停止注浆一段时间，待浆液充分扩散后，再次进行注浆，直至表盘指针转动幅度较小为止。（此时压力很小，已经不能泵入水泥和水玻璃混合液）

图2 掌子面注浆加固

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注浆结束后，立即关闭止浆阀门，并立即用清水将注浆机及软管清洗干净。在注浆过程中，可根据现场出水量适当增加水玻璃的用量，并关注仪表压力是否在合理范围内。在注浆完成后，定时观察掌子面的出水量，安排专人做好相关记录，同时建立规范的影像资料存档制度，按照单位工程→分部工程→分项工程的顺序，收集影像资料。内业诸如注浆、管棚施作等资料，要建立健全施工台账。4.2全环径向注浆。

初支面全环注浆在掌子面注浆并达到稳定后进行，和掌子面注浆的方法相同，利用开挖台车，在初支面按照梅花形布设注浆孔，从边墙逐次向拱顶进行注浆。根据初支面布设的监控量测点所测得的数据，当数据在合理的范围内，方能进行下一循环的爆破、开挖。4.3初支引排水。

极个别的初期支护表面，由于水量较大的缘故，注浆并不能完全将渗水止住，此时就需要在渗水处增加排水盲管，并用土工布包裹，固定在初支表面上，该盲管与仰拱边墙施工的盲管联通，确保初支渗水可以通过盲管流入中心水沟的排水管，并排出洞外。5.衬砌和防水层施工

开挖和支护工序的顺利完成，标志着隧道向贯通又迈进了一步。但是，后期所施工的防排水系统和衬砌，也是非常重要的，在开挖支护完成后，衬砌要及时的施作，确保安全步距在规定的范围内。5.1仰拱的施工

仰拱一次性开挖进尺要小于3米，基底的积水和碎渣必须清理干净，并确保仰拱拱架与下导拱架连接牢固后，方能喷锚支护，使初期支护闭合成环。当整幅仰拱初支完成后，需要对仰拱施作防水层。首先，对边墙初支基面进行检查，清除基面尖锐物体后，安装环向和纵向盲管，铺设土工布，其次，铺设防水板，确保土工布和防水板的搭接长度满足设计要求。仰拱端头模板采用刚端模板，小边墙模板采用整体式桁架模板，对仰拱一次性浇筑，填充和仰拱分开浇筑。同时，边墙纵向止水带的安装，使用了特制的卡具，保证了止水带的预埋深度和顺直。仰拱边墙部分的环向盲管要预留足够的长度，深入仰拱内部的排水管要固定牢固，保证畅通性。接地钢筋作为仰拱施工的一部分，必须要保证与初支钢架的主筋有足够的焊接长度，在仰拱浇筑边墙时，接地钢筋要伸出边墙一定的长度，并用万用表测量接地电阻，并做好相关的记录。当电阻值小于1Ω时，说明该处接地钢筋设置合格。接地钢筋要与槽道钢筋连为一体，这样才能保证槽道带电体传入大地。5.2二衬施工

二衬施工作为复合式衬砌的最后一个组成部分，是确保高速列车安全运行的关键。我标段采用整幅液压台车浇筑二衬混凝土，并在台车面板背面安装平板振捣器，在衬砌模板二仓及以下位置，采用插入式振捣器。二仓及以上位置主要以平板振捣器振捣为主，振动器运行时间不宜过长，避免过大

第4页，共6页。软弱围岩及富水地段隧道施工技术研究 的震动对二衬台车的稳定性造成不利的影响。混凝土浇筑过程中，实验员和技术员旁站监督混凝土浇筑情况，对混凝土的坍落度、和异性实时监控，根据混凝土浇筑高度，灵活的调整混凝土的坍落度。为避免混凝土浇筑高度过高，特别设置了溜槽，可灵活的调整溜槽的高度，和料仓高度相匹配。5.3二衬防水层施工的注意事项 5.3.1防水板施工注意事项。

防水板之间的搭接长度要满足设计要求，对爬焊机爬焊过的双焊缝要做气密性检查，不合格处要及时补贴、焊接牢固。5.3.2初支基面异物割除。

初支表面的注浆管、监控量测标都要割除，并用砂浆抹平，极个别的凹凸不平处也需要砂浆均匀的涂抹。

5.3.3注浆管的布设。

衬砌段防水板铺设完成后，在拱顶处的防水板位置，布设两根直径100㎜的PVC管，一根打孔作为注浆使用；另一根不需要割孔，兼顾排气。在二衬混凝土浇筑完成以后，当其强度达到75%时，开始对拱顶进行回填注浆。这种方法可以有效的解决二衬脱空问题。6.附属工程施工

随着主体工程的推进，水沟电缆槽、中心水沟、找平层都应及时的提上日程，所涉及的工装都应提前做出安排布置。水沟电缆槽的施工要保证两竖墙之间的距离不侵入规定的净空；保温水沟和找平层的浇筑高度严禁侵入内轨顶部的结构。具体施工细节不一一赘述。7.监控量测与日常测量

在初支完成后，要及时的根据围岩等级埋设沉降观测标，并及时的量测、统计分析，当拱顶沉降和边墙收敛超出正常范围时，在此区域内，加密一些观测点，并提高测量频率，以便做出相应的解决方案。日常的测量工作一定要注意各种轮廓线的合理数据，严禁侵限发生，尤其是二衬净空，更不能超出建筑界限和行车界限。8.围岩探测

对掌子面前方围岩情况的遇见，一直是隧道施工的重点。我项目主要采用了以下三种方法来判别掌子面围岩的好坏，以便提前做出合理的部署。8.1超前地质预报。

个人认为超前地质预报是探明掌子面前方围岩最有效的一种探测方法，它能详细探明围岩的波速、水量以及其破碎程度，而且预测范围较长，对掌子面开挖能提供可靠的依据。8.2加深炮孔。

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软弱围岩及富水地段隧道施工技术研究

加深炮孔是一种简单易行的物探方法，在每循环掘进过程中顺带施做，可大致预测前方小范围内围岩程度的好坏，有一定的随机性，可靠性不高。8.3掌子面地质素描。

在掌子面排险找顶后，可直观的对掌子面围岩做出描述。诸如渗水情况、节理裂隙发育、岩层走向等，都可以直观的体现出来。和加深炮孔类似，掌子面素描对围岩的预测精确度不高。9.结束语

在日常工作中总结的一点工作经验，希望能给施工一线的同事提供些许参考，不足之处，望领导、同事多多提出建议，谢谢。【参考文献】

富水软弱地层 第3篇

1 地表沉降的主要危害

(1) 城市地铁工程一般位于城市的繁华地段, 周围建筑物密集、各种地下管线纵横交错, 一旦沉降控制不好, 将可能造成地表建筑物开裂、倾斜, 地下管线断裂等事故, 影响当地居民的正常生活, 造成各种纠纷, 也影响工程的正常施工, 还增加工程的费用。

(2) 由于沉降过大引起支护变形、失效, 造成地下隧道下沉或坍塌, 严重者造成施工现场的人员伤亡、设备损坏等。

2 地铁隧道工程施工沉降分析

2.1 地面沉降发生的机理

地下岩层或土层在自然状态下, 一般处于应力平衡的稳定状态。由于隧道施工, 必然会打破原有地层的应力平衡状态, 使之处于非平衡状态, 同时地下水的长期排出。这种状态可以在短时间内或者较长的时间效应变化之后表现出来, 导致支护变形、地面沉陷。

2.2 地铁隧道施工引起地面沉降发生的主要原因分析

(1) 土层自身的特点:天然土体一般是由矿物颗粒构成骨架体, 孔隙水和气体填充骨架体而组成的三相体系。当隧道开挖、地下水流必然破坏原有土体的平衡, 引起土体孔隙流体及气体体积减小、土颗粒空间的重新排列、颗粒间距离缩短, 骨架体发生错动, 从而发生土体变形。地下水总是在土层透水面先排出, 使孔隙水压力降低, 然后向土层内部传递。这种孔隙水压力降低的过程, 一方面取决于土层的渗透性, 另一方面取决于在土层中的位置。

(2) 施工方法的选择是否得当, 对预防沉降的发生是十分重要的。当施工方法、支护方法不当或者失效的时候, 难以使土层处于稳定状态, 隧道坑壁周围土层的松驰导至地层快速沉降。因此施工方法得当, 初支及时跟进, 可以快速限制坑壁周围土体松驰范围, 减少地表沉降量。

2.3 沉降控制技术的机理

隧道开挖洞壁周边土体产生松驰, 特别是隧道周围土体失水固结, 土体长时间的蠕变, 施工中必然会造成地层原始应力状态变化, 应力要重新分布, 同时还可能因长时间土体的蠕变, 使初期支护结构体系发生变形。因此对地层沉降控制, 其首要出发点是保持或者加强原有地层的稳定性, 减小或缩短土体变形过程, 及早维持其稳定的应力平衡状态是关键。另一方面是控制开挖之后长时间地下水流失带来的地层次生固结引起的地表沉降。

3 实例

3.1 工程概况

3.1.1 工程概况

深圳地铁5号线上水径站~下水径站的矿山法区间隧道段, 起讫里程右DK28+634.3~右DK28+790.0, 长155.7m, 左DK28+634.3~左DK28+792.785, 长158.485m。单洞马蹄型断面, 开挖断面积约38m2, 左右线线间距13.2m。

另外, 在左右线之间DK28+722.7处设有施工竖井一座, 竖井净空断面尺寸为5m×6m, 竖井深21.6m, 左右线之间通过横通道联系, 横通道为圆拱直边墙断面, 净宽5m, 净高8.4m, 面积约47.8m2。

3.1.2 工程地质及水文

区间暗挖隧道从上到下主要为素填土、粉质粘土、少量粉土、全风化角岩、强风化角岩, 隧道洞身主要在粉质粘土、全风化、强风化角岩中通过, 围岩等级为Ⅵ类。

隧道范围地下水主要为孔隙水及基岩裂隙水。孔隙水主要赋存在冲洪积砂层、圆砾层和残积层、全风化角岩中, 基岩裂隙水赋存于强风化及中等风化角岩中。地下水位埋深1.6m~3.63m, 水位变幅0.50m~2.00m。

3.1.3 隧道周边环境

(1) 在右线侧右D K 2 8+6 4 5~右DK28+700 (长度55m) 范围右侧基础侧穿17栋居民住宅楼, 楼层3~4层, 房屋基础为挖孔桩+钢筋混凝土圈梁基础, 基础埋深约2~3m, 基础所处地层为素填土、粉质粘土, 隧道拱顶埋深9~11m, 隧道处于粉质粘土、全风化、强风化角岩中。

(2) 线路在DK28+722.7~DK28+790 (左DK28+792.785) 段下穿或部分侧穿污水管、雨水管、燃气管、电缆电信等重要管线, 埋深在1.5m~3.0m。

3.2 主要施工方法、措施

3.2.1 主要施工方法

由于隧道穿过软弱土层地质、含水丰富, 地下水位较高, 洞身开挖面自身难以稳定, 在这样的地层条件下必须采取辅助措施, 才能保证洞内开挖能正常、安全的进行。其次, 是尽量做到隧道开挖过程中, 控制地下水的长期流失而造成地表沉降引起地面建筑物、管线沉降破坏。然而隧道开挖施工过程中不可避免会造成地下水流失, 但要尽量做到减少水量损失。

经过多方论证, 采取在隧道边线两侧打双排旋喷桩隔水帷幕, 之后帷幕内先进行回罐降水, 降低洞身开挖范围地下水位, 再按短台阶预留核心土进行开挖, 台阶长3m~5m, 进尺控制在一榀格栅 (50cm/榀) 左右, 拱部辅以超前注将小导管, 小导管环向间距30cm;以短循环, 快封闭、及时成环, 减少坑壁周围土体松驰变形, 并加强监测。

3.2.2 主要沉降控制措施

(1) 旋喷桩止水帷幕施工。

由于隧道开挖施工过程中、以及降水期间始终要引起地下水流失, 造成地表沉降, 为了减少地下水流失, 保证洞身能正常开挖, 在隧道 (右) DK28+645~右DK28+700 (长度55m) 、 (左) DK28+635~DK28+710 (长度75m) 段范围, 沿隧道边线两侧施工双层旋喷桩止水帷幕, 旋喷桩进入隧底2m~3m, 在帷幕框内, 两隧道间打降水井降水。

在隧道轮廓线外2m处施工双排φ600旋喷桩隔断墙, 间距45cm, 排距45cm, 减小隧道开挖对房屋的影响。旋喷桩桩底深入隧道底板以下, 桩长17m。旋喷桩平面布置见图1。

(2) 回罐降水施工。

降水是为了隧道能正常进行开挖。一般情况下要控制地表下沉是不宜进行降水施工, 采取措施后在有限范围内降水是可以控制地面沉降的。沿两隧道之间打设一排降水井进行降水, 降水井深度以地下水位控制在隧底下1.0m~2.0m, 降水深度为地面下15m~20m。降水井纵向间距以相邻降水井降水半径共同作用计算, 结合以往施工经验确定, 一般10m~12m。降水一般提前开挖15~25天, 且是距开挖面最近的1~2口井作业, 随开挖不断调整, 以减少降水影响范围。同时为了保证降水后周边建筑物地下水位基本不变, 采取在旋喷桩靠近房屋附近与降水井相对应设回罐井, 回罐清水, 以保证降水后房屋范围的地下水位基本不变。回罐井施工与降水井相同。

管井降水系统由潜水泵和管井组成, 本工程选用的潜水泵的扬程为h>30m, 流量为Q=6m3/h。井孔直径采用Ф700mm, 井管采用直径400mm的钢筋笼骨架, 由5×5铁丝网、1×1度锌铅丝网和尼龙丝网包裹钢筋笼构成。

(3) 地表注浆加固处措施。

降水及隧道开挖后始终要引起地下水流失, 造成地表沉降, 在降水施工前, 先对隧道附近房屋地基土进行注浆加固, 注浆一方面可提前将土层颗粒间空隙水排走, 用水泥浆或双液浆泥充填置换, 从而达到固结土层, 提高地基土的承载力, 另一方面也减少了土层的含水量, 从而减少隧道开挖过程中的失水量, 达到控制地表过大的沉降量;另外根据施工过程中的地表、房屋沉降监测情况, 对房屋地基土适时采取跟踪注浆或补偿注浆, 以进一步控制地表房屋沉降。

根据以往类似工程经验及本工程地质情况, 注浆加固方式采取垂直后退式袖阀管注浆方式, 注浆加固深度5m~7m。

1) 袖阀管注浆参数。

注浆点根据降水影响半径和类似工程降水施工经验确定, 本工点房屋距隧道边线只2m~4m, 因此, 对最近的第一排房屋四周进行注浆加固, 沿房屋基础外侧1.5m布置2排15~20度斜孔, 注浆孔间距1.5m, 孔深度7m, 孔径75mm;袖阀管直径50mm, 加固深度为房屋基础下5m~7m。袖阀管注浆见图2。

单液浆配合比为水泥浆水灰比1∶1。浆液注入率为不小于20%, 注浆压力控制在0.15MPa~0.2MPa。

单孔浆液扩散半径1.5m~2.0m范围的土体。

浆液注入流量:为防止浆液流失和孔位窜浆, 提高注浆孔位的约束性, 严格控制浆液注入率在7L/s~10L/s, 对填充型灌注亦不宜大于20L/s。

2) 注浆工艺顺序要求。

注浆次序按跳孔间隔注浆施工方法, 即按照先1, 3, 5……号点;其次2, 4, 6……号点。主要注浆工艺是: (1) 钻孔; (2) 下放塑料硬花管, 填放套壳料, 并封口; (3) 分段注浆。并根据地表沉降监测情况进行跟踪注浆, 跟踪注浆量按初步注浆量的20%考虑。

3) 洞内初支后面及时注浆措施。

洞内开挖初支成环后, 要初支背后进行注浆堵水。一方面由于开挖后扰动了周边土体, 破坏了原有土层应力平衡, 使初支背后不密实存在空隙, 注浆对其填充固结加固使初支尽早起到限制土体变形发展;另一方面可以起到堵水作用, 减少开挖后地下水的大量流失, 注浆管一般50cm~70cm。这个工序要根据初支渗漏水情况反复进行堵水, 最好使用双液浆。

3.2.3 施工监测

在开工前布好地面沉降监测点, 一般沿隧道轴线每10m布一个断面, 每个断面布5~6个点, 另外在房屋四周承重柱上布设监测点。特殊地段放宽监测范围, 地面房屋布在承重柱上, 监测初始值必须在降水进行前取得, 一般在抽水作业井 (或开挖面) 前30m~50m, 否则初始值不真实;洞内拱顶下沉、收敛点在初支成环后立即布设, 并及时取得初始值。根该区间隧道实际监测数据可以知道抽水期间地表沉降量较大, 特别是旋喷桩止水帷幕内的点沉降量明显较大, 帷幕外的点沉降量较小;以及下部开挖到成环期间沉降速率又有一次突变现象, 其后在初支背后注浆后沉降速率相对稳定。监测位置见图3, 监测数据见沉降监测数据表。

5 结语

(1) 本文中有关的沉降机理分析只是目前比较流行的理论, 随着理论和技术的不断进步、完善, 地层沉降理论也将会逐渐清晰。

(2) 降水或失水引起的地表沉降影响范围较远, 但通过止水帷幕措施是完全可控制影响范围和程度。

(3) 降水措施来保证洞内正常开挖是较为方便、快捷, 投入小, 比较适合深圳地区的地层, 但要结合地层情况和周边环境条件, 采取不同的降水方式。

富水软弱地层 第4篇

我国正处于社会经济大发展的重要时期, 大力开发基础建设在国民经济结构中占有一定的地位, 在进行隧道工程建设中这就不可避免得涉及到更多更长的软弱围岩地段, 国际岩石力学学会建议把强度低、风化、破碎的岩层统称为软弱围岩, 在这一类岩层中开挖的隧道, 我们称为软弱围岩隧道, 软岩的外观结构较细, 硬度较低, 软岩在富水情况下会出现遇水软化, 显示出一定的可塑性、膨胀性等水理性质, 若逐渐软化隧道周边土体, 会使土体抗剪强度降低, 给施工造成难度, 严重时会造成塌方。因此, 软弱围岩在富水情况下如何有效地预防和处理塌方是一大难点。

1 主要的预防和处理措施

1.1 施工方案选择

通过制定科学合理的施工方案, 精心组织, 周密安排, 对比各施工方案的优缺点, 如隧道采用全断面开挖, 每循环施工时间较长, 围岩在支护前变形能释放较完全, 隧道围岩变形较大, 对于软岩大断面隧道, 若采用全断面开挖, 往往来不及支护, 隧道即发生塌方事故, 故一般情况下大断面软岩尽量隧道开挖采用分部开挖。在软岩隧道内采用机械开挖对围岩的扰动比采用爆破方法要小, 围岩的稳定性相对就好些。在隧道掘进过程中, 围岩的变形自掌子面前方1.5倍~2倍洞径处即已开始, 当采用快速掘进时, 循环时间较短, 往往在隧道开挖后, 立即进行临时支护结构施工, 这样软弱围岩隧道围岩时间效应影响较小, 在具有蠕变性质的软弱围岩隧道掘进时, 其掘进速度的快慢, 往往直接影响围岩的稳定, 掘进速度太慢, 掌子面前方的岩体在掘进前即进入了松弛破坏阶段, 围岩甚至随挖随塌, 给支护工作带来了施工难度。因此, 应选取工序简单, 施工干扰少, 临时支护量少, 质量易于保证, 工效高, 工期短, 成本低的方案。

1.2 施工过程中的受力体系转换

施工的临时施工支护虽不构成隧道的主体结构, 但它是施工过程中不可缺少的重要一环, 临时施工支护并支护后形成的受力结构由于施工的继续进行又需拆除, 这就造成受力体系将发生转换, 因此, 只有在主体初期支护支点作用于临时支撑面时方可拆除临时支护。

1.3 排放水系统

软弱围岩在富水情况下易发生塌方, 施工难度大, 设计中放水措施较弱, 应根据工程实际情况, 结合设计意图, 在施工中采取了设置软式透水管、盲沟等引排水措施, 也可借鉴其它隧道排放水的经验, 因地制宜, 把防水效果的好坏作为检验防水措施优劣的标准。

工程中的漏水主要分为点漏、缝漏、面漏3种类型。对隧道渗漏水病害进行整治, 可先按注浆、后嵌缝堵漏或凿槽排水、抹面的顺序进行治理, 各环节根据实际情况可以进行调整。对典型软岩、裂缝水较发育隧道渗漏水的整治, 应先分析渗漏水形成的原因, 在针对不同的渗漏水形式, 采取不同的堵排方法。隧道应以预防渗漏为主, 设计方面应尽量探明地质、水文条件, 采取适合的给排设计。除此之外还要根据地质、水文变化采取相应防排水设施。

1.4 地基加固技术

施工设计方案不成熟, 稍有疏忽, 就极有可能造成塌方。因此, 对于这些地段的地表预加固措施的研究, 具有重要的现实意义。施工中可通过地基锚杆, 混凝土垫层, 注浆加固与堵水等措施进行, 这些措施可以提高软弱围岩的整体稳定性, 增大整个支护体系的安全系数, 抑制地表沉陷, 减轻隧道施工对地表沉陷的影响, 有效制约软弱围岩位移。

1.5 监控量测

施工中对围岩的监控要紧密结合施工过程, 在动态施工过程中, 围岩经过多次扰动后, 变形产生多次叠加, 这些复杂的动态关系, 都需要在施工过程中通过监控量测来加以确定和处理。目前现有研究成果的不多, 需要在这方面不断积累数据和经验, 这就有必要建立健全监控量测体系及监控基准来指导设计和施工并研究预测和预报施工中可能发生的事故。

2 应用实例

2.1 工程概况

某隧道工程, 本段地形为海积平原及台地, 上部为人工堆积素填杂土、粘土, 下部为花岗岩残积层及风化程度不同的花岗岩, 属于软岩, 地下水丰富。

区间暗挖隧道采用台阶法施工, 全环设格栅钢架, 采用超前支护+初期支护形成联合支护体系, 超前支护沿拱部外轮廓施作超前小导管, 施作范围为拱部120°, 导管与格栅钢架双面焊接。初期支护体系由格栅钢架+纵向连接筋、锁脚锚管+喷混凝土组成。台阶长8m~12m。上台阶开挖至SK14+318处, 砂质粘性土遇水软化成流塑状, 拱部右侧出现渗漏水, 并伴有泥石流涌出, 拱脚处出现水平裂缝。经监测, 拱部沉降较大, 为此采取应急措施:在上台阶施作临时支撑, 同时封闭上台阶, 施工下台阶, 尽快形成封闭环。某日刚开挖完毕, 尚未架立格栅钢架, 拱部右侧出现突水, 并伴有大量泥石急剧涌流而出, 坍塌物填塞, 整个下台阶, 难以清除, 同时拱脚处裂缝加大, 初支混凝土逐渐剥落, 造成右侧拱部突然垮塌, 从拱部连带拉裂5榀格栅钢架, 初期支护已失去支护能力。

2.2 工程事故处理

对洞内塌方地段采取临时支撑加固, 在塌方体底部用钢管向外排水, 然后用喷混凝土将坍方体覆盖封闭;为了抑制洞内积水造成的土体软化, 对洞内排水采用人工降低地下水, 用抽水机将积水排至竖井处集水坑, 再用水泵将水抽入地面蓄水池, 经沉淀后排入市政雨水管道中;下台阶在塌方后变成了斜坡状, 对其采取全封闭以, 确保施工安全, 具体为打入钢插板, 并用水泥砂袋垒砌成台阶, 控制了土体的流动, 然后采用喷混凝土封闭;对下台阶软弱土体打入注浆导管进行注浆加固, 确保下台阶的稳定性。封闭完成后, 对拱部右侧塌方地段进行注浆, 加固土体, 减少拱顶沉降, 在隧道两侧布设注浆小导管进行地表加固;塌方发生后, 及时对洞内塌方地段和深南大道地表加强施工监测, 加大监测频率, 对洞内各测点和地表监测点每天2次。

2.3 处理效果

地表沉降较大, 一是由于塌方引起的, 另一方面由于地表降水引起土体收缩固结所致。经过地表注浆加固后, 地表沉降逐渐趋缓, 有个别地方略有回升。洞内经过支撑加固和注浆加固后, 沉降和收敛得到了有效控制, 保证了整体结构的安全。

3 结论

公路隧道富水软岩段的施工, 一定要根据地质条件, 选择合适的开挖方法和支护方式, 坚持“管超前、严注浆、短进尺、强支护、快封闭、勤量测”的施工方针。不良地质隧道施工中应切实做好围岩地质超前预报工作, 逐段核实围岩类别, 有针对性地进行防治。为了减少软弱围岩在富水情况下塌方的发生, 必须根据施工中的实际情况加以分析, 针对性地采取正确的措施。

参考文献

[1]齐景狱, 等.隧道爆破现代技术[M].北京:中国铁道出版社, 1999.

浅谈软土富水地层隧道上浮控制措施 第5篇

巨峰路站~杨高北路站区间隧道管片拼装模式为通缝拼装, 埋深为11.6-16.6米。地层分布情况如下:第 (1) 1层为填土, 遍布, 杂填土较多, 含碎石、砖块、建筑垃圾等杂物, 部分区段为素填土, 成份以粘性土为主, 局部填土厚度较大, 工程性质差;第 (2) 1为粉质粘土, 除局部填土较厚处缺失外均有分布, 自上而下土性逐渐变软, 中上部压缩性中等, 可作为天然地基持力层;第 (3) 层为淤泥质粉质粘土, 遍布, 呈流塑状, 夹薄层粉土和粉砂, 隧道掘进时除应注意其压缩性高、强度低、渗透性小和灵敏度高等特性外, 还应注意粉土和粉砂夹层的不利影响;第 (3) j层为粘质粉土, 稍密, 中压缩性, 在一定水动力作用下易产生流砂现象, 局部与隧道顶板距离较近, 对

隧道掘进会产生不利影响;第 (4) 1层为淤泥质粘土和 (5) 1-1层粘土, 遍布, 土质尚均匀, 其含水量高, 压缩性高, 渗透性低, 土质较软弱且灵敏度高, 具有流变、触变等特性;第 (5) 1-2层为粉质粘土, 软塑, 夹薄层粉土, 中偏高压缩性, 土性一般, 对隧道工后沉降有较大影响。

盾构隧道主要在 (3) 、 (4) 1、 (5) 1-1地层推进, 局部穿越 (5) 1-2层, 示意如图1。

2 隧道上浮现象及原因分析

根据隧道管片监测结果, 隧道从15环开始管片上浮量较大, 达到3cm, 发现此问题后, 我方积极展开问题分析, 进行盾构机姿态向下调整, 在随后的掘进中, 由于必须保证管片安装质量同时兼顾盾构机尾刷保护, 姿态调整比较缓慢, 在50环附近上浮量最大达到5cm。根据设计要求, 隧道已超设计允许轴线偏差, 《GB50446-2008盾构法隧道施工与验收规范》成型隧道允许偏差±100mm, 管片上浮后轴线偏差值已接近规范允许值, 并且管片上浮导致管片错台、错缝、破碎、渗漏水等质量问题。根据详堪地质资料, 本工程区间隧道盾构掘进范围内土层 (3) 、 (4) 1、 (5) 1-1, 局部 (5) 1-2层软粘性土具有明显的触变、流变特性, 在盾构掘进时土体结构极易破坏, 同时会有一定的回弹变形, 易造成隧道掘进开挖面失稳;在钻孔柱状图中 (4) 1层均显示流塑特性, 在 (5) 1-1层灰色粘土的土层描述中, 提到该层为软~流塑, 地层稳定性极差;另外根据详堪地质资料及现场掘进施工均发现土层含水量较高。地质条件较差, 是导致隧道上浮的主要原因, 其次同步注浆浆液固化时间较长, 无法较快稳固管片。

3 上浮控制措施

为控制隧道上浮, 位于盾尾后部管片上部压注双液浆, 与隧道推进同步跟进, 使管片尽快稳固, 是较好的控制措施。补压浆在盾构盾尾后及台车处进行, 具体位置视现场情况确定。注浆浆液采用普通硅酸盐水泥与水玻璃混合浆液, 补压浆的注浆管要有能够快速接卸以及密封不漏浆的功能, 并配有三通混合器。补压浆的注浆压力选定0.3~0.4MPa。注浆过程中发现管片错台增大立即停止注浆, 注浆量根据监测到的空隙和监控量测的结果确定, 注浆时主要以注浆压力控制为依据。

3.1 注浆施工步骤

3.1.1 管片钻孔:

钻穿预埋注浆孔即可。3.1.2双液注浆管的设置:管路连接好后, 注入一定量清水, 保证水流能从泄压阀流出。3.1.3双液注浆, 将A液、B液通过混合器在一定压力下注入管片壁后。3.1.4双液注浆完毕将双液注浆管冲洗干净后收回, 对双液注浆孔用水泥进行密封。3.1.5浆液强度、硬化时间、渗透性能可根据工程实际需要调整。3.1.6浆液不流失、固化后不收缩、硬化剂无毒、对周围环境及地下水资源不造成污染。

图1

3.2 注浆施工措施

3.2.1 浆液拌制。

3.2.1.1用桶式搅拌机拌制水泥浆, 水灰比1:1。3.2.1.2采用波美度为40的水玻璃。3.2.1.3用两个量桶量取等量的水泥和水, 混合搅拌均匀, 再将水玻璃倒入水泥浆中混合后用秒表测量凝固时间, 测量后调整两种浆液配比, 反复试验, 直至凝固时间为30~40秒。3.2.1.4 A液:水玻璃浆, 浓度40Be';B液:水泥浆, 水泥:水=1:1 (质量比) , 试验测得水泥浆:水玻璃=1:0.5 (体积比) 效果较好。3.2.2注浆位置选择。为有效控制隧道上浮 (在短时间内固结土体, 使盾尾后及台车位置管片尽早稳定) , 补压浆先选取上部邻接块吊装孔位置进行, 采取交叉对称方式进行注浆, 与盾构推进同步跟进, 管片其它位置视管片稳定程度补压浆。3.2.3注浆孔口管安装。3.2.3.1根据管片预留孔孔径、螺纹加工注浆孔口管, 外露端设球阀。3.2.3.2将孔口管插入管片预留注浆孔, 拧紧。3.2.3.3打开球阀阀门, 用冲击钻插入孔口管内部打穿管片。如果管片壁后水压较大可释放水压然后再进行注浆。3.2.4注浆参数确定。3.2.4.1注浆压力。根据隧道埋深计算注浆处静止水压及土压力之和, 注浆压力不大于0.4MPa。3.2.4.2注浆量。由注浆压力控制注浆量, 每块管片上面的预留注浆孔均进行注浆, 不得遗漏, 直到注浆压力超过规定值后停止。3.2.5注浆操作。3.2.5.1注浆前, 检查设备、仪表是否正常, 连接管路, 拌制水泥浆。3.2.5.2实施注浆, 主要在过程中控制注浆压力, 避免因压力过大, 造成管片错台, 甚至坍塌。3.2.5.3开始注浆前将拟注管环及相邻管环接缝粘贴干燥易碎白纸进行缝隙变化监测。3.2.5.4避免因偏压造成严重位移, 不对管环F块进行注浆。3.2.5.5完成注浆, 待浆液终凝后, 打开阀门确定无渗漏水现象, 方可拆下管片压浆口处的球阀, 并将注浆孔用快硬水泥封住。并及时将孔口管和球阀清洗干净, 以循环重复使用。

3.3 注浆流程 (见图2)

3.4 质量控制措施

3.4.1 隧道上浮注浆是按特殊控制程序进行控制:

人员需培训上岗;所用设备、计量器具等需经过鉴定;所用的各种原材料必须经过严格的检验, 施工过程实行连续监控, 并形成记录。3.4.2注浆前进行详细的浆液配合比试验, 选定合适的注浆材料及浆液配比, 保证所选浆液配比、强度、耐久性等物理力学指标符合设计要求。3.4.3注浆后, 分析对比地面沉降及隧道上浮监测数据, 并用超声波探测仪检查管片后部有无空洞, 综合判断是注浆效果, 及时优化注浆参数。3.4.4选派富有经验的技术员负责注浆技术工作。3.4.5重点控制注浆料凝固时间, 避免浆液流入盾尾部, 损坏盾尾刷。

采取措施后, 隧道上浮得到有效控制, 隧道轴线偏差全部达到规范要求;工程质量:错台、错缝、破碎各方面控制较好。

摘要：在软土富水地层中, 采用土压平衡盾构施工隧道, 出现隧道上浮现象, 然隧道上浮易造成管片错台、错缝、渗漏水及破碎, 因此控制隧道上浮至关重要。以下结合上海轨道交通12号线巨峰路杨高北路站区间隧道上浮控制经验, 重点探讨软土富水地层中盾构隧道上浮控制措施。

富水软弱地层 第6篇

关键词：富水砂砾石层,盾构,土压力,渣土改良

富水砂砾石地层是一种力学不稳定层, 地层中的砾石颗粒在无水状态下点对点传力, 受扰动后地层反应灵敏。该地层松散、无胶结、自稳能力差、单个砾石强度高;颗粒之间空隙大、粘聚力小、渗透系数高。土压平衡盾构机在长距离、大面积富水砂砾石地层中掘进会遇到地表沉降大、推进速度慢, 渣土流动性差、刀盘及刀具磨损严重, 开挖面稳定较难控制等诸多问题[1]。本文通过对南昌地铁1号线各标段在富水砂砾石地层施工的总结, 分析了复合土压平衡机在富水砂砾石地层中施工的风险, 并提出了相应的控制措施。

1 工程概况

南昌地铁1号线是南昌市的第一条地铁线路, 起于双港站, 止于奥体中心站, 连接红谷滩区、中心城区、高新区, 全程28.8公里, 全部为地下车站, 共设24个车站。南昌地铁1号线地层主要为: (2) 4中砂、 (2) 5粗砂、 (2) 6砾砂、 (2) 7圆砾、 (5) 1-2中风化泥质砂岩、 (6) 1全风化千枚岩、 (6) 2强风化千枚岩等。其中富水砂层为1号线主要穿越的地层, 占全线约70%。 (图1)

场地地表水主要为赣江、瀛上湖 (碟子湖) 以及棋盘分布的池塘, 地表水位高程约为15.50~19.60米之间。拟建场地浅层地下水属上层滞水, 孔隙性渗水, 微承压水, 主要赋存于表层填土及 (2) 砂土、砂砾、圆砾中。在圆砾地层中渗透系数高, 达到8E-2cm/s。

2 盾构机选型

由于地层复杂多变, 且盾构机在此种地层中推进极易发生刀具磨损, 圆砾还加强了对刀具的冲击, 故由此可见, 应选用复合土压平衡盾构机进行推进。盾构在富水砂砾石地层中推进, 极易发生如下的问题, 盾构进出洞穿越加固区过程中, 盾构易结泥饼;砂砾石对盾构机刀盘和刀具的磨损大;极易发生喷涌;盾构机的泡沫管易发生堵塞等问题。

为了解决以上的问题, 盾构机应进行有针对性的改造和改进, 从而来有效的降低发生类似情况的概率。根据南昌地铁1号线各施工单位盾构的推进情况进行总结分析后, 盾构机的选型应做如下的优化和配置:

2.1 为了解决盾构在穿越加固区过程中易结泥饼和刀盘及刀具磨损的问题, 刀盘开口率应不小于34%, 这样可减小砂层进入土仓的阻力, 从而减小砂层对刀具的磨损。刀盘的外周应选用带合金的耐磨环, 加强其耐磨性。要有较高的强度、硬度以抵御密实的圆砾层及中砂的磨粒磨损;在砂层中, 由于无法给滚刀提供足够的扭矩, 从而使其不能够正常转动, 造成弦磨。因此应将中心双刃滚刀更换为双头撕裂刀, 同时在中心增加为大的鱼尾刀, 单刃滚刀更换为单刃撕裂刀, 其安装方式同滚刀, 可与滚刀进行互换。增加大的贝壳刀, 优先选用耐磨性好的合金。 (图2)

2.2 在砂层中推进时, 土体改良对降低刀盘扭矩, 改善土体的流塑性、降低喷涌的概率以及减小土体对刀盘和刀具的磨损起着至关重要的作用。而在沙砾地层中施工时, 泡沫管前端的单向阀如果发生损坏, 泡沫管极易发生堵塞, 从而无法对土体进行有效的改良。由于盾构机设计的局限性, 一般都是一个泵控制多路泡沫管, 当泡沫管发生堵塞时则很难发现, 为了降低这种情况, 同时增大其压力和流量, 应采用单管单泵控制, 尤其应做到中心部位泡沫管的单管单泵控制。

2.3在富水砂层中推进时, 因为地下水一旦有泄压通道, 形成动水, 水和细砂颗粒将会同步流动, 形成涌水、涌砂, 最终造成塌方;此时如果发生盾构机螺旋机闸门由于其轨道磨损, 而砂子或砾石进入其轨道造成螺旋机闸门无法关闭或者其它原因造成的螺旋机砸门无法关闭的情况, 则会发生险情, 甚至会造成盾构机被淹没、隧道变形的情况。因此为防止上述情况的发生, 应增加一道手动闸门, 从而来确保设备出故障时螺旋机闸门的关闭。

3 富水砂层中推进风险控制措施

在富水砂层中施工时, 易发生盾构机穿越加固区时盾构机结泥饼, 盾构土体改良不好或者参数控制不当时易产生喷涌塌陷、刀盘或者螺旋机卡死等风险, 下面就具体的问题进行分析和介绍。

3.1 盾构穿越加固区结泥饼

南昌地铁1号线盾构在砂层中进出洞加固采用三轴搅拌桩进行加固, 盾构机在穿越加固区时, 由于膨润土或者泡沫剂添加的量不足造成渣土改良不好, 防止超挖而设定的土压力偏高或者盾构在加固区内停留时间过长, 则会造成加固土在土仓或者刀箱内的二次水化和固结, 从而形成泥饼。这样就减小了盾构机的开口率, 增大盾构机的推力和扭矩, 如果安装滚刀, 则会使滚刀不能正常旋转, 造成刀具弦磨, 使盾构机的推进困难, 严重时还需要开仓进行处理。 (图3)

盾构机在穿越富水砂层三轴水泥搅拌桩加固区域时, 泡沫剂量要足够, 降低加固土的粘性, 防止水泥土在土仓内或者刀箱内的二次固结;在保证地面不沉降的情况下, 加固区内土压力设定要尽量低;防止水泥土颗粒在土仓内的固结;要保证盾构机设备的完好率, 减少盾构机在加固区内的非正常停机时间, 如果要长时间停机, 应预先注入膨润土, 采用膨润土进行保压。通过这些措施则可以有效的降低刀盘结泥饼的几率。

3.2 盾构机喷涌、地面塌陷

由于开挖面上水压力过高, 加之开挖下来的渣土本身不具有止水性, 正常的螺旋排土器取土排土方式已经难以将土体中的水体按照输送水体和土体一起排出盾构机。高压力的水体穿越压力舱和排土器形成集中渗流带动土颗粒一起运动形成喷涌, 土空隙中的输送水体形成相对土体运动的集中渗流, 原本以相同速度输送的土水产生相对运动, 水体流量和流速相应的增大。较大流量的渗流水经过压力舱和螺旋排土器后其压力水头没有递减到和零相接近的范围。渗流水在输送至出口的一瞬间, 由于前方是临空的隧道内部, 处于无压状态, 渗流水便在忽然增大的压力下带动正常输送的砂土喷涌而出。

砂层和圆砾地层的渗透性高、流动性好、含水量高。且靠近赣江, 地下水与赣江联通, 水量丰富, 土压力低时地下水会进入土仓, 而螺旋机由于含水量高不能造成阻塞效应, 加上压力过高, 极易造成喷涌和超挖。为了解决喷涌地面塌陷的风险, 主要是从盾构机土压力的设定和土体改良方面进行控制。

3.2.1 富水砂砾石地层土压力的设定。

在盾构推进时, 前端刀盘旋转掘削地层土体, 切削下来的土体进入土仓, 再由土仓中的螺旋机将土排出仓外。为了顺利完成这一过程, 土仓中的土压力设定一则不能过小, 过小容易造成前方围岩坍塌;再则不能过大, 过大会导致地面隆起, 扭矩增大, 增大刀盘及刀具的磨损。因此土压力的管理对于开挖面的稳定和沉降控制至关重要。

式中:p———土仓土压力;

k——安全系数, 一般取1.1~1.2;

e侧——土仓中心土层侧压力, 若处于水位以下时按浮容重计;

根据该公式计算, 设定土压力值, 盾构推进参数稳定, 地面沉降小, 喷涌发生的概率低。

3.2.2 渣土改良。

土压平衡盾构最理想的施工环境是具有粘性流动的软弱土层, 在砂性土层中, 由于砂性土的渗透性好, 受扰动后水土分离, 不能形成具有一定流动性的渣土, 土体排出困难。其次, 刀盘前方土体失水固结, 密封舱底部砂土颗粒大量沉淀, 密度较大, 而上部密度相对较小, 致使工作面土压力不能均衡, 同时砂土混合物的cφ值增大, 造成推进过程中刀盘扭矩及千斤顶推力增加, 加剧了盾构机刀盘面板和刀具的磨损。有时, 由于工作面不能保持很好的动态平衡, 土体受扰动发生液化, 变形增大, 地面沉降失控。因此, 流塑性差、含水量高、渗透系数大的砂土地层中, 很难建立工作面的平衡关系, 地面变形控制难寻规律。为改善砂性土层中的施工状况, 保证盾构施工顺利进行, 采用掺入泡沫剂活膨润土等添加剂的方法已成为在砂性土层中改善推进参数的必要选择[3]。

土压盾构在土层及砂层掘进时, 常使用外加剂对开挖土体进行改良, 使之接近“理想”状态。在全断面砂性土层, 渣土要处于流塑状态, 即不在土仓底部堆积, 不结“铁板砂”, 易于搅拌, 才易于出渣。在上部砂、下部残积土地层, 渣土要不易固结排水, 才不易结泥饼。当上部砂层下部岩层, 渣土要不泌水, 不喷涌。

施工前期对富水砂层进行了大量的渣土改良实验, 随着膨润土质量的加入, 中、粗砂土的流动性有一定程度地降低, 这样可以防止螺旋排土器排土失控带来的开挖面压力控制难的问题。由于膨水比太小膨润土对泵的要求高, 因此, 推荐采用膨水比为1:3的膨润土注入压力仓及刀盘, 膨润土掺入的质量为土体干质量的5~10%之间。但是膨润土浆液每环施工用量较大, 平均每环要6~8m3, 膨润土浆液还需要提前配置发酵, 严重影响盾构施工掘进速度。

最终还是采用泡沫剂进行渣土改良。土压平衡盾构机在实际推进过程中, 通过土压平衡的建立, 使得掌子面砂层有所固结, 再通过泡沫剂的注入也可以很好改善渣土的和易性。通过泡沫的渣土改良, 加快了盾构推进速度, 减少喷涌现象, 地面沉降得到了较好控制。盾构穿越该地层时, 总推力13000~14000KN范围内, 平均扭矩为2.5MNm, 推进速度为2.0~3.0cm/min。渣土改良采用泡沫剂, 泡沫部分2.5~3.0%, 平均每环60L泡沫原液。

3.2.3 喷涌的处理。

在施工过程中, 如果施工参数控制不当发生喷涌, 如果不及时处理就会发生险情。根据喷涌发生的机理, 如果喷涌压力不高, 可以采用注入 (3‰-5‰) 的高分子聚合物溶液或稠度120S左右的膨润土, 提高土仓内土体的稠度和粘结力, 之后再往前推进, 同时加大气体的注入量, 提高土仓内土压力, 慢慢将土仓内的水压入地层, 同时正转螺旋机将螺旋机内的水压入土仓, 使螺旋机形成阻塞效应, 喷涌即可解决。

3.2.4 盾构掘进参数控制。

盾构在砂层掘进, 应尽量少扰动原始地层, 刀盘转速和推力控制得当;适当降低刀盘转速, 转速控制在1.2~1.4rpm, 在掘进速度相同的情况下, 可减少刀盘对土体的扰动次数, 从而减少地面沉降。

盾构在砂层段掘进速度越快越不易喷涌, 当掘进速度达到30~40mm/min时, 可较好进行渣土改良及控制喷涌。在复合地层砂层中掘进小于20mm/min时, 出土易超量, 易造成地面下沉。[4]

过砂层段, 每环管片壁后同步注浆采用可硬性浆液。每环注浆量6~7m3, 注浆压力为0.3~0.5MPa。同步注浆采用可硬性浆液可短时间内凝固, 堵住隧道后方来水, 防止后方来水涌入前方刀盘造成“喷涌”。

砂层中盾构施工主要风险源, 喷涌及出土量超挖, 因此地面监测要及时, 在重要路段、管线等要布设深层监测点。对于重要路段要进行地面跟踪注浆保护。

结束语

通过对南昌地区富水砂砾石层盾构施工技术总结, 砂砾石地层施工易产生喷涌、地面沉陷及刀具磨损等诸多问题, 经过合理的盾构选型、渣土改良和推进参数的控制, 可以很好控制喷涌、地面塌陷, 降低刀盘和刀具的磨损等不良情况的发生, 这也为后续工程的施工提供了良好的借鉴。

参考文献

[1]赵旭伟.砂卵石地层土压平衡盾构掘进引起的土体变形及控制方法[D].2010, 1.

[2]侯磊.富水砂卵石地层土压平衡盾构带压换刀技术研究[D].2009.

[3]乔国刚.土压平衡盾构用新型发泡剂的开发与泡沫改良土体研究[D].2009, 3.

富水软弱地层 第7篇

1 工程概况

江门隧道DK111+735~DK112+470段地形较为平坦, 基岩揭示为花岗岩, 该段处于丘陵地区坡麓地带, 洞顶上覆第四系松散堆积层和全风化层, 洞身大部分穿越全风化花岗岩层, 围岩疏松, 遇水极易分崩瓦解为砂土状;地下水受地表降水影响较大, 主要为第四系孔隙潜水, 正常平均洞身截面涌水量3 555 t/d, 汛期最大涌水量突增。隧道之DK112+320~DK112+470地段洞身上面, 纵长150 m范围有化工厂1座及市政道路 (圭峰路) 1条;隧道之DK111+735~DK112+320地段纵长585 m范围, 下穿江门市最主要的市民公共场所———圭峰山国家森林公园, 卡丁车俱乐部、圭峰山游乐场、红星俱乐部、摩天轮密布其中, 景观湖濒临隧道右侧, 该段埋深较浅仅为10 m~17 m, 原设计围岩类别为V级, 存在地表开裂沉降、冒顶坍塌等重大安全隐患, 对上部构筑物、道路及其他设施形成严重不利影响。

2 工程地质

DK111+735~DK112+470段主要地质为燕山期侵入 (γ25) 花岗岩, 主要矿物成分为长石、石英及黑云母, 中粗粒结构, 块状构造, 本次揭露有全风化、强风化、弱风化三带, 各风化带岩性特征如下:1) 全风化 (W4) 花岗岩:褐黄、褐红等色, 绝大部分矿物已风化成土状, 可见残余结构, 手捏有砂感, 岩芯呈坚硬土柱状, 浸水易软化崩解, 揭露厚度3.60 m~26.40 m, 顶面埋深1.00 m~29.00 m。2) 强风化 (W3) 花岗岩:褐黄、青灰色, 大部分矿物已显著风化, 节理裂隙很发育, 岩芯呈碎块状或块状。揭露厚度1.30 m~10.20 m, 顶面埋深0 m~39.10 m。3) 弱风化 (W2) 花岗岩:青灰色, 中粗粒结构, 块状构造, 节理裂隙稍发育, 岩芯呈柱状, 节长一般6 cm~38 cm, RQD=85%。揭露厚度0.5 m~22.70 m, 顶面埋深2.00 m~43.20 m。

3 水文地质

DK111+735~DK112+470段地下水主要为赋存于第四纪土层中的孔隙水、具隔水层的砂层中含有微承压水及基岩风化裂隙中的裂隙水。第四纪地层中的地下水主要受大气降水及地表水入渗补给, 水位变化因气候、季节而异;因此由于气候变化或季节性变化的影响, 地表水、大气降水以及上层地下水补给的综合作用使得各基岩风化带裂隙中的地下水位有显著变化。

4 施工难点分析及对策

在施工过程中, 工作面现场揭示围岩情况如图1所示, 比设计勘察所描述的地质情况还要恶劣, 洞顶覆盖层多为回填土, 土体含水量基本饱和, 全断面注浆效果较差, 开挖围岩遇水崩解, 呈流塑状, 施工过程中多次出现小型坍塌, 且掌子面在DK112+385处出现涌水涌砂, 造成地表塌陷。

根据本段地质条件及地表情况, 本段工程施工重难点在于:1) 如何保证隧道复杂的周边环境及地下水发育条件下软弱围岩地段的施工作业安全;2) 如何有效控制下穿地段的地表沉降并确保地面市政道路的运行安全;3) 如何通过精细化管理, 科学的施工组织设计, 满足施工的快速有序和有效支护形成。

上述难点的工程实施是能否顺利实现施工安全、质量、进度和效益目标的关键, 而且切断隧道地下水的补给将尤为重要。

5 施工技术措施

针对隧道施工的难点及对策, 针对隧道各段落采取了针对性的技术措施。

5.1 前期地表加固

为缓解工期压力, 在DK112+015处增设竖井, 自新增竖井开始正洞施工后, 发现围岩情况较设计情况更为恶劣。提出采用旋喷桩和搅拌桩整体加固措施:1) 在DK112+050~DK112+320段, 在开挖边界线外地表投影和端头位置采用2排Ф600@450咬合高压旋喷桩止水, 深度至隧道仰拱底以下3 m, 形成一个封闭圈, 断开洞身侧向围岩的水源补给, 然后在此封闭圈内采用Ф400的真空井进行井点降水, 真空井间距20 m, 深度至仰拱底以下2 m。洞内开挖施工可根据围岩情况进行调整, 以加快施工进度。2) 在DK112+320~DK112+360段采用帷幕注浆止水, DK112+320~DK112+340段下穿圭峰路, 采用Ф159大管棚一次施作后再行开挖, 开挖方法采用CRD工法。DK111+735~DK111+950段地质钻孔揭示, 主要为粉质黏土和全风化花岗岩, 掌子面开挖揭示, 遇水软化崩解, 上部为回填土, 且地表有红星俱乐部、摩天轮、高压电塔及公园内观赏水库等, 为保证隧道施工及地表建构物的安全, 地表同样设置2排600@450旋喷桩止水帷幕, 中间设置400降水井的方式进行超前降水加固。旋喷桩施作深度过深后, 效果难保证, 设计采用旋喷桩深度不超过26 m, 施工前进行试桩, 以保证止水效果。旋喷桩施作至内轨顶面深度, 如深度超过26 m, 则仍按26 m施作, 以保证隧道开挖上半部降水效果即可。对上部地势相对较高的坡地地段, 上部2 m~3 m旋喷桩采用空桩。前期地表旋喷桩加固及降水见图2。采取上述措施后, 掌子面涌水量有所减小, 围岩状态稍有好转, 上台阶水分基本疏干, 可自稳, 但由于围岩含泥量较大, 下台阶降水效果较差, 仍为流塑状 (见图3) , 上部覆盖层多为回填土, 开挖后不能有效成拱, 上台阶拱脚处支撑不足, 开挖后围岩变形量较大, 并出现多处裂缝。地表亦出现明显下沉 (见图4) , 施工安全隐患仍然巨大。为保证施工安全, 在洞内及地表采用袖阀管预注水泥—水玻璃双液浆加固, 以控制围岩变形。

在采用以上地表加固措施后, 隧道内围岩状况得到了一定的改善, 但是隧道内涌水较大, 施工进度缓慢。

5.2 旋喷桩和搅拌桩组合加固

为确保隧道施工安全和保证施工进度, 提高隧道内围岩强度、减少隧道内施工涌水, 保证地表不出现大的沉降, 采取在地表隧道两侧增加旋喷桩和地表洞身范围内搅拌桩加固, 提高旋喷桩成桩深度、施工降水井等措施。

1) 地表增加旋喷桩和洞身范围施作搅拌桩。a.在DK112+300~DK112+075及DK111+935~DK111+860隧道两侧已施工双排Ф600@450旋喷桩地段, 在已施作旋喷桩的内侧, 自地表增设与外侧相同技术参数的双排旋喷桩进行加固, 加固深度下至仰拱底部以下1.0 m、上达外拱顶以上4.0 m;洞身范围内两侧旋喷桩之间采用搅拌桩进行加固, 技术参数为Ф600@600, 加固深度下至内拱顶以下3.5 m、上达外拱顶以上4.0 m。洞内超前支护采用管棚钻机施作Ф108 mm管棚, 并于管棚之间套打Ф42注浆小导管;在开挖掌子面循环增设Ф24 mm玻璃纤维锚杆以确保土体稳定, 纤维锚杆采用梅花形布置, 间距为1.5 m×1.5 m;掌子面开挖采用三台阶临时仰拱法进行施工。b.在DK111+860~DK111+760地段, 自地表沿隧道洞身两侧设双排Ф600@450旋喷桩进行加固, 加固深度下至仰拱底部以下1.0 m、上达外拱顶以上4.0 m;洞身范围内两侧旋喷桩之间采用搅拌桩进行加固, 技术参数为Ф600@600, 加固深度下至内拱顶以下3.5 m、上达外拱顶以上4.0 m。洞内超前支护采用管棚钻机施作Ф108 mm管棚, 并于管棚之间套打Ф42注浆小导管;在开挖掌子面循环增设Ф24 mm玻璃纤维锚杆以确保土体稳定, 纤维锚杆采用梅花形布置, 间距为1.5 m×1.5 m;掌子面开挖采用三台阶临时仰拱法进行施工。地表洞身范围未施作及已施作搅拌桩地段加固示意图见图5。

2) 地表施作降水井。DK111+796~DK111+774段隧道两侧采用真空降水井降水, 深度至隧底下3 m, 纵向间距10 m;隧道洞身两侧设双排Ф600@450旋喷桩进行加固, 加固深度下至仰拱底、上达外拱顶以上4.0 m;洞身范围内两侧旋喷桩之间采用搅拌桩进行加固, 技术参数为Ф600@600, 加固深度下至内拱顶以下3.5 m、上达外拱顶以上4.0 m。洞内超前支护采用管棚钻机施作Ф108 mm管棚, 并于管棚之间套打Ф42注浆小导管;在开挖掌子面循环增设Ф24 mm玻璃纤维锚杆以确保土体稳定, 纤维锚杆采用梅花形布置, 间距为1.5 m×1.5 m;掌子面开挖采用三台阶临时仰拱法进行施工。同时, 在DK111+760~DK111+735段采用全断面帷幕压注水泥—水玻璃双液浆止水, 超前支护采用Ф108超前管棚套打Ф42小导管;开挖采用CRD法施工。

6 实施效果

工作面加固后, 掌子面开挖施工揭示效果良好, 仅有少量渗水, 完全满足正常施工条件, 安全及进度状况极大改观。

7 结语

富水软弱地层 第8篇

随着经济的发展和城市人口的急剧增加, 地面交通越来越不堪重负, 于是人们把目光投向绿色环保、方便快捷的城市轨道交通———地铁和轻轨。地铁施工技术也在朝着科技、人性化的方向发展, 盾构法越来越多地被国内地铁界所接受, 目前我国各大城市修建地铁都在采用这种方法施工。

同其他施工方法一样, 由施工引起的地面沉降是盾构法施工的一个重要问题, 尤其是始发阶段的地面沉降, 尽管围绕这一问题目前已做了不少的研究工作, 但由于地质条件的复杂多变及施工条件的不同, 使得各个研究成果都具一定的局限性。

本文以成都富水砂卵石地层三个土压盾构区间 (三台盾构机) 始发阶段施工为工程背景, 分析盾构施工中引起地表的沉降及其形成原因, 通过对实测数据分析研究, 为今后类似工程提供参考。

1 工程概况

成都地铁某三个盾构区间工程范围上覆第四系全新统人工填土 (Q4ml) 杂填土, 其下为第四系全新统冲积 (Q4al) 砂土、卵石土, 及第四系上更新统冰水沉积、冲积成因的 (Q3fgl+al) 砂土、卵石土。

(2) -9-2中密卵石:青灰、灰白、灰褐色, 中密, 潮湿~饱和, 卵石含量70%~85%, 余多为中砂充填, 局部地段含2%~5%漂石, 粒径一般在40 mm~150 mm, 石质以花岗岩为主, 次为砂岩。磨圆度较好, 分选性较差。根据本段卵石点荷载试验结果, 卵石单轴抗压强度值为55.7 MPa~132.9 MPa。岩石坚硬程度分类为坚硬岩。石质坚硬程度分类为较硬岩~坚硬岩。层厚2.9 m~7.3 m, 埋深3.2 m~10.2 m, 修正后超重型动探击数N'120=5.8击~12.4击。

(2) -9-3密实卵石:青灰、灰白、灰褐色, 密实, 饱和, 卵石含量75%~80%, 余多为中砂充填, 局部地段含2%漂石, 粒径一般在40 mm~120 mm, 石质以花岗岩为主, 次为砂岩。磨圆度较好, 分选性较差。根据本段卵石点荷载试验结果, 卵石单轴抗压强度值为55.7 MPa~132.9 MPa。石质坚硬程度分类为坚硬岩。本层仅部分钻孔揭示, 层厚0.8 m~5.1 m, 埋深8.0 m~12.6 m, 修正后超重型动探击数N'120=7.3击~14.9击。

(3) -8-3密实卵石土:青灰、灰黄色, 饱和, 密实, 卵石约占70%~90%, 粒径50 mm~150 mm, 根据勘探资料, 漂石含量约5%~20%, 平均漂石含量10.9%, 局部地段富集, 漂石粒径集中在200 mm~240 mm, 最大约为430 mm。石质成分主要为石英砂岩及花岗岩等, 磨圆度较好, 分选性差。根据本段卵石点荷载试验结果, 卵石单轴抗压强度值为55.7 MPa~132.9 MPa。石质坚硬程度分类为坚硬岩。本层在勘探深度内未揭穿, 顶板埋深10.1 m~19.4 m, 修正后超重型动探击数N'120=8.0击~18.6击。

2 监测情况及分析

成都地铁某三个盾构区间的三台盾构机分别为5号、7号、10号, 根据地表沉降的监测情况, 沉降最大累计值均发生在盾构区间中线位置, 5号、7号、10号盾构机的中线地表沉降监测情况分析如下。

2.1 5号盾构机

盾构区间左线长878.324 m, 里程ZDK19+954.50~ZDK20+816.800;右线长862.299 m, 里程YDK19+954.50~YDK20+816.799。盾构穿越地段的地质基本为密实砂卵石 ( (2) -9-3, (3) -8-3) 地层, 埋深在9.7 m~15.5 m之间。

1) 第一阶段 (磨合期) 。始发至里程DBZ20+028阶段 (73 m) , 典型时态曲线见图1 (2014年~2015年) 。

a.个别监测数据累计值超出30 mm (测点DBZ19980) , 大部分在30 mm以内;b.监测数据累计值之间相差较大, 主要原因是此阶段属于盾构始发磨合阶段, 走走停停, 针对不同位置的变形情况进行了注浆处理。

2) 第二阶段 (调整期) 。里程ZDK20+028~ZDK20+128 (100 m) , 典型时态曲线见图2。

a.个别监测数据累计值超出30 mm (测点DBZ20098, DBZ20103) , 大部分在30 mm以内;b.数据突变阶段主要发生在盾尾脱出后24 h, 因此刀盘切入~盾尾脱出后24 h这段时间是施工和监测工作的重中之重;c.这段为盾构磨合调整阶段, 整体监测数据累计值均较大, 单日变形量超限大部分位于盾尾脱出后, 通过注浆、调整掘进参数, 后续速率变小, 沉降累计时态曲线较符合沉降变形规律;d.通过及时的数据异常提示和施工对比分析, 施工单位采取及时的处理措施, 根据后续的数据曲线变化情况, 可以实现信息化施工, 降低地面塌坑风险。

3) 第三阶段 (预注浆加固地段) 。里程ZDK20+125~ZDK20+225 (100 m) , 典型时态曲线见图3。

此段施工单位提前采取了地表预加固处理措施, 盾构正通过加固区, 地表沉降累计值均小于上一阶段, 但后续沉降并未趋于稳定, 盾尾脱出后的沉降突变阶段不明显, 但沉降稳定时间较长, 并不排除地下存在空洞的情况。

4) 现阶段 (正常路段) 。里程ZDK20+228~ZDK20+430 (202 m) , 典型时态曲线见图4。

此阶段盾构已过了加固区, 正常路段掘进, 地表沉降累计值较小, 沉降趋于稳定时间较短。

2.2 7号盾构机

盾构区间左线长1 165.243 m, 里程ZDK22+074.200~ZDK23+245.125;右线长1 170.925 m, 里程YDK22+074.200~YDK23+245.125。盾构穿越地段的地质基本为中密和密实砂卵石 (2) -9-2, (2) -9-3, (3) -8-3地层, 埋深14 m~20 m左右。

1) 第一阶段 (始发至停机换刀) 。

里程DK22+077~DK22+155 (78 m) , 典型时态曲线见图5。

a.累计值均未超出30 mm;b.数据突变阶段主要发生在刀盘切入~盾尾脱出后24 h, 沉降值占累计值60%左右甚至更大, 因此刀盘切入~盾尾脱出后24 h这段时间是施工和监测工作的重中之重;c.从目前监测数据可以看出, 从刀盘切入~盾尾脱出的变量大部分超过5 mm;尽管盾尾脱出后沉降变量较大, 在及时注浆 (个别存在空洞回填混凝土) 的情况下, 后续沉降曲线趋于稳定 (个别有隆起现象) 。

2) 第二阶段 (停机换刀至里程ZDK22+410) 。里程DK22+155~DK22+410, 典型时态曲线见图6。

这段为停机换刀后重新掘进至里程ZDK22+410的位置, 这段的累计值明显要小于上一阶段, 截止到目前累计值10 mm左右, 从刀盘切入~盾尾脱出的变量大部分小于5 mm。

3) 现阶段 (里程ZDK22+410~ZDK22+675) 。里程DK22+410~DK22+675, 典型时态曲线见图7 (2015年) 。

a.大部分测点累计值均未超出30 mm;b.盾构停机后重新掘进, 地层再次扰动以及多出土导致部分绿化带内的测点 (DBZ22415, DBZ22420, DBZ22520, DBZ22610) 累计值较大, 经过洞内外注浆处理, 后续监测数据较稳定。

2.3 10号盾构机

盾构区间左线长2 133.178 m, 里程ZDK24+988.200~ZDK27+147.500;右线长2 129.370 m, 里程YDK24+988.200~YDK27+147.500。盾构穿越地段的地质基本为密实卵石土 (2) -9-3, (3) -8-3地层, 埋深8.8 m~20 m左右。

1) 第一阶段 (始发至盾构刀盘被卡前) 。里程YDK24+988~YDK25+180 (192 m) , 典型时态曲线见图8。累计值均小于30 mm (除了DBY25120) , 盾尾脱出后沉降变量较大, 在及时注浆的情况下, 后续沉降曲线趋于稳定。2) 第二阶段 (盾构刀盘被卡后至里程YCK25+305) 。里程YDK25+180~YDK25+305 (192 m) , 典型时态曲线见图9。a.受两次脱困影响, 部分测点累计沉降值很大并发生地面塌陷情况;b.施工方采取回填混凝土、开仓检查和加设降水井等措施, 脱困成功后, 后续监测累计值较小。

2.4 5号和7号盾构监测对比分析

1) 第一阶段。a.均为始发磨合阶段 (73 m和78 m) ;b.5号盾构的第一阶段个别测点累计值超30 mm (测点DBZ19980, -41.64 mm) , 其余在30 mm以内;7号盾构的第一阶段累计值均在30 mm以内;c.5号盾构的第一阶段和7号盾构的第一阶段的盾尾脱出后单次变形量均较大, 部分超出5 mm。

2) 5号盾构第二阶段、第三阶段和7号盾构的第二阶段。a.均为调整阶段;b.5号盾构的第二阶段累计值较大, 部分超出30 mm, 第三阶段通过加固段后, 累计值变小, 均未超出20 mm;7号盾构的第二阶段累计值较小, 均未超出20 mm;c.5号盾构的第二阶段盾尾脱出后部分单次变形量超出5 mm;7号盾构的第二阶段盾尾脱出后大部分单次变形量小于5 mm。

3) 现阶段。a.均为在正常路段掘进;b.5号盾构现阶段的地表沉降累计值较小, 均未超出20 mm, 沉降趋于稳定时间较短;7号盾构现阶段受重新掘进、地层再次扰动以及多出土的影响, 个别测点超出30 mm。

3 结论及建议

根据5号、7号、10号盾构机监测情况和几个阶段监测分析, 结合典型数据曲线和对比分析, 有几点结论和建议供参考。

1) 盾构穿越中密至密实砂卵石层, 截止到目前的大部分沉降累计值均未超过30 mm, 其中累计值较大阶段均发生在始发、停机换刀、刀盘被卡、多出渣和盾尾脱出等阶段, 并存在预警和多次的数据异常提醒, 这一阶段也进行了不同程度的回填和注浆处理, 后续数据变形较小 (反之若处理不及时, 累计值有可能超出30 mm并存在路面坍塌的风险) 。建议在这种地层和埋深下, 累计控制值30 mm、预警值20 mm较可行。

2) 数据突变阶段主要发生在刀盘切入~盾尾脱出后24 h这段时间, 单次变形量大部分超出5 mm, 部分掘进参数正常和施工措施得当时单次变形量小于5 mm (如7号盾构的第二阶段盾尾脱出) , 建议盾尾脱出后第一次单变量控制在5 mm~8 mm, 加密监测后第二次单变量控制在5 mm以内, 因此这段时间是施工和监测工作的重中之重。

3) 盾构掘进过程中影响安全的因素较复杂, 既有盾构掘进过程中参数的控制和跟踪配套措施的影响, 又有外部地层各种不确定性因素 (包括地下水、空洞、管线等) 的影响, 尤其是成都这种富水砂卵石地层的密实程度和块体大小不均情况, 因此监控量测作为信息化施工手段, 通过参考监测控制值发出提示和预警, 加强后续的监测和巡视工作, 更需要各方加强沟通和配合, 通过监测数据和施工情况的综合分析, 把施工的安全风险降到最低。

参考文献

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