土质隧道（共3篇）
土质隧道 篇1
神渭输煤管道工程中的东村隧道, 位于陕西省延长县境内, 入口段约220m为黄土层, 隧道净宽2.5m, 净高2.8m, 采用9号矿用工字钢+挂网喷80mm+砌碹200mm。底板冒水严重, 两帮及顶板渗水, 工作面明显冒汗。隧道施工180m左右时, 距离洞口约80m处隧道右侧发生片帮, 工字钢架支腿被挤出, 片帮范围约10m长, 掌子面垮落严重, 施工进度缓慢, 临时支护困难。
1 片帮冒顶原因分析
该段工程围岩为Ⅲ级黄土, 围岩强度等级为Ⅳ, 成分以土为主, 渗水较大, 夹粉质黏土孔隙不发育, 具少量大孔隙, 节理发育, 含钙质结核, 易剥落, 不具湿陷性, 属低压缩性土层。施工初期仅采用工字钢架+挂网喷, 未及时进行砌碹支护, 工字钢架支腿未有坚固稳定的支撑点, 随着隧道底板渗水浸泡, 在矿山压力的作用下, 巷道右脚窝下沉形成网兜及右侧墙帮部分侧压、内挤, 工字钢架被挤压变形, 以致形成片帮, 由于隧道所处土层渗水量较大, 顶板胶结性差, 土层剥离严重, 冒顶严重 (见图1) 。
图1隧道冒顶、片帮 冒顶、片帮区处理及预防措施
1.1 冒顶、片帮处理
施工及设计方在冒顶片帮发生后, 就立即组织设计人员、施工技术人员进行了原因分析、制定处理方案。
现场约有20m左右的钢架受山体压力的影响, 冒出墙体。施工队立即对该区域进行临时加固支护, 逐榀进行更换支架清理冒出墙体土石、充填密实、补网补喷, 完成一榀立即进行底板横撑焊接, 并对钢架支腿脚进行支墩加固。待20m左右的冒顶片帮区域清理更换支架及喷护工作完成后, 进行了二衬施工。
1.2 隧道过土质渗水段支护施工方法
通过对冒顶片帮事件的处理, 施工、设计方总结经验, 对土质隧道渗水大的情况做了分析研究和实践。并制定了土质隧道遇水施工方案:
(1) 首先要控制顶板, 土质隧道顶板易剥离, 且淋水大, 采用42超前小导管加固顶板, 使掌子面作业空间处于安全状态, 小导管壁厚3.5mm, 长3.5m, 间距150m, 排距2m (见图2) 。
(2) 严格执行“短掘短支”的原则, 缩短掌子面空顶距离, 及时支护。虽然缩短的循环进尺, 但施工安全和质量得到了有力保证, 隧道超挖、顶板垮落现象得以杜绝, 因此, 从整体施工速度上看, 施工速度不降反升。
(3) 每隔5m~10m设置集水坑, 及时将掌子面渗水排出洞外, 减小渗水对隧道的浸泡破坏时间, 集水坑上覆盖型钢梁圆钢网篦子以便行人 (见图3) 。
(4) 一个循环的开挖出渣完成后, 对掌子面及时进行喷浆封闭, 防止掌子面渗水过大造成剥落垮塌。
(5) 由于冒顶、片帮区都是软弱的黄土层, 为防止隧道继续垮落, 隧道初期支护在完成立架挂网工作后, 立即进行底板横撑焊接, 使钢架处于闭合状态, 然后进行初喷工作。后续间隔20m~40m进行二衬施工, 确保隧道洞身处于稳定的封闭的状态。
(6) 立架挂网喷初次支护以后, 后续二衬工作与掌子面的合理间距应控制在20m~50m之间, 这样既保证了初支后隧道受矿压影响基本完成初期变形, 又使得初喷强度达到最佳状态。铺底与二衬同步进行, 保证二衬的整体性, 使得隧道洞身更好的抵抗围岩各方向的压力。
1.2 实施效果评价
由图2可以看出, 通过采取以上措施, 隧道掌子面顶板垮落得到有效控制, 底板积水得以及时排出洞外, 使得掌子面作业环境在很大程度上得到了改善。
由图4可以看出, 铺底、增加底板工字钢横撑及二衬的适时跟进, 保证了隧道的整体稳定、质量安全和隧道内的作业环境。
东村隧道目前已顺利贯通, 并通过验收, 根据第三方检测及验收情况, 隧道整体质量、洞内施工外观均得到了一致认可和高度评价。
2 结语
通过对东村隧道冒顶片帮的处理, 及采取新的施工方法和支护方式后, 隧道施工安全、质量得到了很好的保证, 施工进度也得到大大提高。总结出土质隧道遇水施工几点经验, 具体如下:
(1) 根据土质情况, 合理设置超前小导管间排距, 有效的控制顶板, 确保掌子面的安全。
(2) 根据隧道渗水量大小, 合理设置集水坑间距, 及时将积水排出洞外, 保证洞内底板的清洁干燥, 有效的保护隧道墙基。
(3) 底板横撑的设置, 铺底及二衬的适时实作, 保证了隧道的永久整体质量和稳定性。
(4) 东村隧道土层遇水段施工方法, 成功地解决了土质隧道渗水大的施工难点, 有效的预防顶板垮落、片帮, 改善了掌子面作业环境, 对其他工程土质隧道遇水施工具有很强的借鉴意义。
摘要：本文根据现场实际情况, 阐述了土质隧道遇水冒顶片帮事故的原因, 并在此基础上经过分析, 对冒顶片帮区采取了增加底板横撑, 充填密实垮落区, 以及针对此种地质情况采取的预防加固措施及施工方法。实践证明, 该方法对防止顶板跨落片帮非常有效, 对土质地层遇水施工具有一定的借鉴意义。
关键词：冒顶,片帮,二衬
参考文献
[1]曲太平.浅谈土质隧道施工要点[J].科技情报开发与经济, 2011, 17.
[2]刘智.输煤管道工程中浅埋长距离小断面隧道施工工艺[J].山西建筑, 2015, 2.
土质隧道 篇2
关键词：胀缩性土质隧道,建设期,变形破坏特点,原因分析
1 引言
针对隧道建设期支护结构变形破坏的研究由来已久。从19世纪初对软弱围岩隧道变形破坏的关注至现在的在建工程, 支护结构的恶性变形严重影响建设期施工安全和运营期行驶安全。
支护结构的变形破坏主要取决于围岩的地质状况, 包括岩体的岩性、结构条件、环境条件 (即地应力大小、地下水发育分布情况) 的影响, 同时也与设计支护参数密切相关。奥地利的阿尔贝格 (Arlberg) 隧道、陶恩 (Tauem) 隧道, 日本的惠那山 (Enasan) 公路隧道都发生了严重的围岩变形灾害, 被视为典型的工程案例。国内的宝中线堡子梁隧道 (1.904km) [1,2]岭隧道 (3.136km) [3]、青藏线关角隧道 (4.0km) 、国道317线鹧鸪山公路隧道 (4.442km) 、宜万铁路堡镇隧道 (11.56km) [4]、南昆线上的家竹箐隧道[5]工程均出现了不同形式、各种程度的围岩变形灾害, 给工程建设带来了极大困难。
Terzaghi于1946年首次提出了挤出性岩石和膨胀性岩石的概念, 即挤出性岩石是指侵入隧道 (开挖轮廓面) 后没有明显体积变化的岩石, 发生挤出的先决条件是岩石中含有高含量的微观、亚微观云母状矿物颗粒或地膨胀能力的黏土矿物;膨胀性岩石是指, 主要由于膨胀作用而侵入隧道 (开挖轮廓面) 的岩石隙渗透特性等对边坡降雨入渗的影响。此后, 国际岩石力学学会 (ISRM) 还就围岩大变形问题成立了一个专门的工作小组。由于受Terzaghi思想的影响, 人们一般按形成机制将围岩变形分为两类[6]:开挖形成的应力重分布超过围岩强度而发生塑性化;如果介质变形缓慢, 就属于挤出 (如果变形是立刻发生的, 就是岩爆。)
截至目前, 针对建设期甚至是运营期隧道变形病害、公路工程膨胀性土质进行了不同程度的试验研究, 但是对胀缩性土质隧道建设期变形破坏的特点及原因的分析相对较少。本文采用现场监测结合统计分析的方法, 重点总结了洞室在建设期变形破坏的类别、特点, 提出了变形破坏的产生原因, 以期为后续施工提供理论依据和安全性参考。
2 依托工程概况
山西省某胀缩性土质隧道为双线铁路隧道, 设计全长1803m (后因变更, 长度调整为1788m) , 起止里程DK73+754~DK75+557, 最大埋深约82m。地表多为种植土, 出露巨厚的第四系上更新统 (Q3eol+al) 风积、冲积形成的砂质黄土;地表下20~60m为上第三系 (N) 胀缩性土质, 膨胀潜势为中~强。
场区工程地质分布特征如下:梁峁起伏、坡度陡峻、沟深谷狭、高差悬殊。以梁峁及树枝状沟谷组合为基本特征, 梁峁间彼此沟壑相隔, 地形坡度较陡, 土质疏松, 径流侵蚀作用强烈, 冲沟十分发育。
依托设计方案, 进、出洞口处两侧采用刷坡、设置明洞处理, 中间暗挖全覆盖胀缩性土段采用三台阶七步开挖法进洞。考虑受地理位置、地形条件的影响, 施工中采取边开挖边支护的方式, 防止因爆破超挖、净空断面过大与雨水渗透引起围岩承载能力的变化。设计支护参数见表1。
现场统计, 隧道建设期大体积塌方累计发生3次, 洞口1次, 洞内2次;小型塌陷、滑落累计10次。究竟是因设计支护体系强度、稳定性考虑不充分, 安全系数取值不当, 还是因特殊性胀缩性土本身理化特性的变化引起大体积土层滑动, 导致局部支护结构受力过大, 型钢产生侧向位移和扭转, 导致丧失承载能力, 值得深思。
3 变形破坏的方式及特点
通过对胀缩性土质隧道建设期支护结构变形破坏全过程的研究, 总结共有5种形式:拱部开裂、边墙内挤、拱脚隆起、仰拱变形与洞口塌方变形。
3.1 拱部开裂
主要表现为圈顶开裂、裂缝扩散发展、拱顶部混凝土脱落和斜撑屈曲等。受土层性态及地表边坡滑移影响, 洞顶部膨胀性土质围岩应力集中于围岩张开裂缝, 使拱圈顶部逐渐形成正中开裂, 环向贯通, 斜撑在外荷载作用下屈曲变形。形式如图1。一般拱腹裂缝窄小, 拱背裂缝张开较宽大, 具有楔形裂缝等特征。
3.2 边墙内挤
主要受紧邻边坡及胀缩性土围岩性态的变化影响。表现为边墙内挤、严重侵限, 型钢突出、衬砌裂缝扩散发展等。这类变形因两侧围岩的水平膨胀压力及边坡滑移产生的额外荷载影响, 型钢结构挤压变形顶入洞室内部, 喷射混凝土因外荷作用表面裂缝扩展被分割成若干小块, 整体性丧失。形式如图2。此时, 如不对变形加以约束, 支护结构会因挤压变形过大而破坏, 失去承载能力, 两侧土体挤入洞室。
3.3 拱脚隆起
最普遍的现象是拱脚内挤、墙基内移和下沉等。
洞室施工中, 开挖、初期支护过程中往往没有对工程用水及裂隙水妥善处理 (引、堵、排、泄、截等方式) , 在拱脚会积攒大量的废水, 强膨胀潜势土体增湿膨胀, 短时间内会产生较大膨胀压力, 引起拱脚结构变形破坏。形式如图3。
3.4 仰拱变形
主要表现为仰拱膨胀与张开裂缝。常因废水入渗引起底部胀缩性土体膨胀, 在竖向膨胀压力作用下, 仰拱混凝土结构受压变形, 形成裂缝及隆起, 引起仰拱结构变形破坏。形式如图4。
3.5 洞口塌方变形
主要表现为洞口支护体系因开挖挠动、胀缩土层往复膨胀与收缩变形及边坡滑移影响而屈曲破坏, 土质围岩变形过大而塌落。
洞口施工往往是整条隧道安全开挖、合理支护的最关键环节, 也关系到洞内施工人员的人身安全。一旦洞口位置失稳, 直接影响项目整体质量安全。因此, 洞口变形是施工中关注度最高、敏感度、最强的。这类变形主要受边坡滑移、上覆土层力学性质及区域地形、地貌的影响。倘若地质条件较差, 覆土层围岩稳定性差, 边坡滑移可能性高, 极易诱发洞口发生大体积塌方。洞口大体积塌方情况如图5。
综上, 支护结构中喷射混凝土抗拉强度很低, 引起很小的张拉变形就可能诱导衬砌结构出现裂缝。隧道衬砌的钢混结构在上覆土层压力作用下, 受力形式主要为轴力和弯矩, 通常情况下支护结构能够保证洞室稳定。若紧邻边坡发生滑移产生额外荷载, 即受外荷力较大时, 地表及洞室内部就能形成大范围张开裂缝, 引起洞室变形, 从而对隧道整体的安全控制、结构稳定及使用寿命产生重大影响。衬砌结构中往往也会存在一定数量闭合但结构承载力较差, 即“潜在张开裂缝”。
上覆土体经机械强挠动或突发边坡土体沿软弱构造结构面滑移运动, 在低压力作用下, 在混凝土内部微小局部区域内的“潜在张开裂缝”在低荷载作用下保持稳定, 当外荷载增加时, 裂缝就开始增大、延伸并成贯通, 洞室内会发展为一个连续的裂缝系。此时, 混凝土衬砌结构上出现很多长度较长的裂缝序列, 出现裂损、轻微掉块, 若此时荷载持续增加, 裂缝将继续延伸, 裂缝系变得极不稳定, 导致衬砌结构断裂破坏, 洞室内将产生各式各样的恶性变形。实际上, 这也是胀缩性土特殊、潜在破坏作用的直接表现, 而且与隧道施工紧密相连, 具有明显的施工开挖效应。
4 变形破坏的原因分析
主要从支护强度因素、地质因素两因素进行原因分析。
4.1 支护强度因素分析
建设期胀缩性土质隧道变形的具体表现为衬砌裂缝发展、初期支护破坏, 拱架结构屈曲变形。洞内塌方事故中, 大都误认为支护设计提供的承载力不够导致变形塌方的出现, 从而加强支护, 减少拱架排拒, 增厚混凝土喷层。
事实上, 隧道洞内的变形破坏不仅仅是由支护承载力设计不足引起的, 还有其它重要影响因素。因此, 首先检算隧道初期支护强度是否能抵抗围岩的压力。
依据《铁路隧道设计规范TB10003-2005》[7]计算浅埋段隧道衬砌荷载。
衬砌垂直荷载可由下式计算得到:
式中:B—坑道跨度 (m) ;
γ—围岩重度 (k N/m3) ;
h—洞顶地面高度 (m) ;
θ—顶板土柱两侧摩擦角 (°) , 为经验数值;
λ—侧压力系数;
φc—围岩计算摩擦角 (°) ;
β—产生最大推力时的破裂角 (°) 。
根据上式计算所得的侧压力系数λ一般在0.1~0.2之间, 与实际情况相比明显偏小, 继而由λ值计算《规范》中浅埋段隧道衬砌承受的水平荷载值偏小, 因此, 对于水平荷载按照下式计算[8]:
式中:σv—竖向应力 (Pa) ;
Ht—隧道高度 (m) ;
φ—内摩擦角 (°) 。
选取洞内塌方段DK75+250为研究对象, 根据勘探资料及实验数据, 得到参数如下:h=40.1m, φ=34.4°, φc=50°, θ=40°, B=12.18m。
由此确定侧压力系数λ=0.285, 垂直荷载q=164677.3Pa, 水平荷载e=160159.8 Pa。
由于是检算支护结构是否因围岩竖直及水平荷载过大而发生屈曲变形, 因此考虑将全部围岩压力作用到初期支护中。V级洞身支护中采用I20b型钢进行支护设计。由《钢结构设计规范GB50017-2003》[9]中规定型钢的抗拉承载力3.35e8Pa, 抗压承载力2.68e8Pa。
结合现场实际, 对比检算数据, 可以得出:型钢能够承受的荷载远远大于围岩压力。即便将衬砌所承全部垂直、水平压力作用到初期支护上, 拱架结构仍然不会屈服, 更不必说屈曲变形, 即设计初期支护强度符合现行规范标准, 满足结构体系稳定性。因此, 建设期洞内的变形破坏不是因设计支护强度不足造成的。
4.2 地质因素分析
(1) 地形地貌:梁峁起伏、坡度陡峻、沟深谷狭、高差悬殊是本区地貌的总体特点。以梁峁及树枝状沟谷组合为基本特征。区内黄土梁是覆盖在梁状古地貌上的黄土, 承袭了下伏基岩的古地貌特征, 在稳定抬升的新构造运动影响下, 受近代流水等作用侵蚀形成的地势;黄土峁是近代沟谷切割黄土梁而成的。
冲沟两侧地貌起伏变化很大, 梁顶横向坡度<5°, 纵向坡度>5°, 地面坡度均大于5°, 自沟底向上, 由陡峻变缓直。梁峁坡多在10°~35°之间。沟缘线以下, 坡度陡峭, 平均坡度>35°。沟缘线以下坡脚线以上, 沟坡平均<35°。本区内地面坡度平均统计如表2。
梁峁间彼此沟壑相隔, 地形坡度较陡, 土质疏松, 径流侵蚀作用强烈, 冲沟十分发育, 呈树枝状分布。由于坡度陡峭、高差悬殊、天然植被覆盖少, 梁峁顶部至沟底的各种流水侵蚀都很活跃[60], 容易成为滑坡、崩塌等重力地貌的集中发育地段。区内梁、峁地貌如图6所示。
(2) 地质构造:山西省东濒华夏系华北挽近地槽, 西邻祁、吕、贺兰山字形的依侠地盾, 南、北处于阴山-天山纬向构造体系和秦岭-昆仑纬向构造提体系之间, 总体是一个大致呈南北方向的穹窿地块, 由西向东逐渐昂起, 中央局部陷落。地质构造的主体是山西地台。区内主要为前震旦纪北东向构造带。构造整体走向为北50°~60°东, 局部地段因受祁、吕弧东翼的影响, 走向略微偏北, 主要有北东向压性断裂和北西走向的张性扭转断裂。山体以背斜为主, 土层具有Ⅱ级自重湿陷性, 湿陷最大深度为13m, 易因流水作用而侵蚀、湿陷。湿陷后的土层受构造断裂及侵蚀影响, 同时土内发育有相当规模顺坡缓倾角构造面, 形成的自重塌陷容易引起紧邻边坡的滑动, 甚至诱发大体积塌方。
(3) 水文地质:区内无地表水, 由于有汾河水域流经, 主要影响水为裂隙潜水, 补给来源为大气降水。洞内裂隙水含量较大且变化频繁, 洞内实测出水量达到0.534m3/h, 接近甚至超过土体塑限, 土体大部分呈软塑状, 局部流塑状, 稳定性差, 极易坍塌掉块。隧道开挖后原状土压密性结构发生应力释放, 强度降低, 产生卸荷膨胀, 饱和状黏土迅速塑性流变成流塑状, 强度降低, 导致围岩的整体稳定性极差, 土体容易发生失稳坍塌形成边坡滑移, 诱发洞室变形。
(4) 岩土类型。区内开挖穿越土层为胀缩性土。胀缩性土结构面呈镜状, 光滑, 结合力极差。隧道开挖后洞壁土体失去边界支撑而产生胀缩较快, 且受渗水渗透影响, 原生裂隙张弛, 浸水后体积膨胀, 在无侧限的条件下则发生吸水湿化。强膨胀潜势土体浸入水后, 几分钟很快就完全崩解, 强度急剧衰减, 亦造成土体快速滑塌。
区内胀缩性土质隧道开挖后, 将产生土体超固结应力释放, 边墙与拱顶面出现卸荷膨胀, 并常在拱腰部形成应力集中区和塑性区, 使边墙衬砌结构容易破坏。文献[11,12]认为超固结性是胀缩性土的一个重要的特征, 这个特征是导致胀缩性土边坡渐进性破坏的一个主要因素。
(5) 隧道开挖以后, 围岩原有的天然应力状态被破坏, 引起开挖区域附近应力重分布。应力重分布的结果是:在洞室壁附近, 环向应力增速很快, 即出现应力集中, 轴向应力基本保持不变, 而径向应力则显著降低, 渐趋于零。径向应力主要影响围岩变形破坏的围压。围岩较容易在低围压和高应力差的环境发生变形破坏, 即便在有支护条件下亦是如此。当支护结构不能提供足够的支护力, 或者说因边坡滑移而增加的额外荷载导致支护结构变形破坏, 围岩变形得不到有效的约束控制时围岩变形将伴随而生。二次刷坡对原状山体造成扰动, 刷坡后高边仰坡土体压力大, 土体自稳能力较差, 容易形成自重塌落, 边坡滑移。
基于以上, 作者认为胀缩性土质隧道建设期变形破坏是因边坡滑移而对隧道产生的额外荷载, 附加在支护结构上, 使得支护结构屈曲变形而发生破坏。
5 结论
(1) 胀缩性土是一种多裂隙并具有显著吸水膨胀和失水收缩变形特性的高液限黏土。在公路、铁路胀缩性土质隧道的建设过程中, 宜加大对地表及洞室内部动态监控力度, 采取附加支撑 (临时横撑、斜撑) 等方式约束恶性变形的发展, 才能保证隧道质量与安全。
(2) 建设期洞内的变形破坏, 是由接触面位置围岩膨胀变形开始, 然后滑移下推支护结构, 同时“潜在张开裂缝”扩张、衍生现象在空间密集分布, 喷射混凝土剥落、掉块, 型钢屈曲, 并向内净空方向位移。变形破坏全过程由慢及快, 直至接触面位置上覆土层大体积滑落, 发生大体积塌方, 所以要在隧道开挖初期就要严格控制开挖工艺, 加强相关支护参数。
土质隧道 篇3
随着高等级公路的迅速发展,穿越土质地层的公路隧道越来越多,与岩质隧道相比,土质公路隧道具有大跨径、大断面、扁平形状以及防水等级高等特点,加之围岩土的强度较低,开挖扰动后变形大,自承能力差等特点以及由此引起的设计施工方法的特殊性,决定了土质隧道工程从设计到施工都会遇到大量的困难和问题。隧道的开挖方法关系到施工的安全性和经济性,是影响围岩稳定性的重要因素,特别是在围岩自稳能力较差的土层中修建隧道,在选择开挖方法时必须对隧道断面特点、地层条件、支护条件以及设备能力等因素进行充分综合的分析[1,2]。本文以某大断面土质公路隧道工程为研究背景,首先,采用有限元法对土质隧道常用的施工方法进行数值模拟,得到了不同方法施工过程中围岩和支护结构的变形及应力情况,进而通过不同方法模拟结果的对比,确定了适合本工程的较优施工方法;其次,根据对隧道施工期监控量测结果的分析研究,探讨了大断面土质隧道施工期间围岩及支护结构的应力发展规律和变形特性,并与相应的数值计算结果进行了对比。
1 隧道施工方法的数值模拟与对比分析
1.1 工程概况
本文所依托的某大断面土质公路隧道工程,为双洞分离式设计,长约1.6km,普通断面开挖面积为126 m2,属大断面土质隧道,紧急停车带加宽断面,开挖面积达163m2,隧道标准断面跨度14m,高约11.2m,加宽段跨度约17m,高12m。隧道最大埋深不超过40m,为浅埋型。隧道穿越地层为第四系堆积层,围岩构成比较单一,洞身大部分处于粘土、亚粘土层中,土层多为硬塑—可塑状态,围岩类别为Ⅴ-Ⅵ级,隧址处地质构造不发育,隧道围岩受地质构造影响轻微。
1.2 模型的建立
1.2.1 基本假定
(1)隧道周围土层视为连续、均匀、各向同性介质;(2)所选断面处因双洞隧道间净距较大,未考虑两条隧道的相互影响;(3)初期支护考虑喷射混凝土的作用,钢拱架看作对围岩强度开挖松动的恢复;(4)假定隧道纵向为其中一主应力方向,并假设地质条件沿隧道纵向保持不变 [3,4,5,6]。
1.2.2 计算模型
(1)计算范围:
在均质弹性无限域中开挖圆形洞室,由荷载释放而引起的周边介质应力变化在3倍洞径范围之外小于5%而在5倍洞径之外将小于1%,考虑工程的需要和有限元离散性及计算误差,计算范围在水平方向上左右分别取距隧道中心50m,下边界取距隧道中心46m,上边界取隧道埋深30m;
(2)边界条件:
模型底边施加固定约束,平行隧道走向两侧施加滑动支座,约束水平方向的自由度,释放垂直方向上的自由度;
(3)材料模型及材料参数:
支护结构材料采用线弹性模型;围岩采用弹塑性D-P模型。围岩计算参数由地质勘察资料确定;混凝土物理力学参数依据《公路隧道设计规范》确定。
由此,建立平面应变模型对隧道开挖的各个工序、围岩动态受力及变形进行分析。
1.2.3 施工过程的模拟
隧道施工过程的模拟主要包括洞室开挖引起的应力释放及内部混凝土结构或衬砌的浇注,这些过程相当于在原始应力场中增加新的荷载或改变地下结构材料而产生次生应力场:(1)开挖过程的应力释放采用反转应力释放法,首先计算出开挖面边界处各结点荷载,再将开挖释放的等效结点力反加于开挖边界,进而利用单元生死技术完成开挖过程的模拟;(2)浇注过程的模拟采用开挖后某一规定时期内,将浇注部分对应的“死单元”重新赋予衬砌材料参数后再进行计算。工程中Ⅴ类围岩土质隧道施工方案设计中常用的台阶法,弧形导坑三台阶法和中隔壁墙法三种开挖方法的施工过程如图1(a)、(b)、(c)所示。在相同的支护措施下,对各工法的工序模拟如下:台阶法的开挖顺序为先上后下,上台阶高度为拱顶以下5m;弧形导坑法为在垂直方向将隧道开挖断面分为上、中、下三个台阶并自上而下顺序开挖, 上导坑高度为拱顶以下3.1m,中台阶高度为4m;中隔壁墙法的开挖顺序为先右后左,每一侧自上而下分三部分开挖,上部高度为拱顶以下5.1m,中部厚度4m。
2.3 数值模拟结果的对比分析
(1)各工法开挖后隧道拱顶、拱腰、起拱点、拱脚以及拱底外侧距离均为6m范围内的围岩最终应力如图2(a)、(b)、(c)所示,其中台阶法和弧形导坑法围岩应力左右对称。①从拱顶处的围岩应力看,有中隔壁墙法>台阶法>弧形导坑法;②从拱腰外侧的围岩应力看,台阶法与弧形导坑法相差不大,中隔壁墙法左侧拱腰外围岩应力最大;③从起拱点处的围岩应力看,台阶法最大,而靠近隧道支护结构处弧形导坑法产生的围岩应力值虽也较大,但向外递减较快;④从拱脚处的围岩应力看,靠近隧道支护结构处各工法均使拱脚围岩产生应力集中,且有中隔壁墙法(右侧)>台阶法>弧形导坑法>中隔壁墙法(左侧);⑤从拱底处的围岩应力看,中隔壁墙法稍大,台阶法和弧形导坑法相当。另外,各工法产生的远端应力值相差不大,中隔壁墙法相对较大。综合比较,弧形导坑法引起的围岩应力相对较小且向外递减速率快。
(2)从围岩—支护变形上看(如图3、图4所示),在控制隧道周边围岩变形的能力上中隔壁墙法最强,其次是弧形导坑法,最后是台阶法,说明在及时支护的条件下,多步骤、小部分开挖可以有效地减小围岩和支护结构的变形。
(3)从围岩塑性区上看,各开挖步引起开挖部分底角处发生塑性变形,塑性区面积有:台阶法>弧形导坑法>中隔壁墙法,且台阶法、弧形导坑法及中隔壁墙法产生的最大塑性变形比为1∶0.51∶0.28,可见小断面多部开挖可有效控制塑性变形。
(4)从支护受力上看,三种工法均有先开挖部分支护压应力大于后开挖部分的规律,且有拱顶>拱腰>边墙的特点,弧形导坑法拱腰和边墙衬砌应力较其它两工法小,与其比值分别为0.75∶1和0.80∶1,各工法仰拱受压应力很小,台阶法开挖后仰拱中部产生拉应力,中隔壁墙法开挖后在左下和左中部支护产生拉应力,对支护混凝土材料受力不利。相比而言,弧形导坑法在高应力区,其应力为三种工法中最小,在低应力区其值虽在三种工法中最大,但与拱腰和边墙支护应力相比则很小,且开挖过程中支护不产生拉应力,支护结构受力更为均匀、合理。
2 隧道施工期监控量测结果的分析
2.1 施工监控测量的内容
施工监控量测项目应根据隧道工程地质条件、围岩类别、隧道跨度及埋深、工程性质、开挖方法和支护类型等因素确定[7,8]。本工程中监测的主要内容包括:周边位移量测(包括拱顶沉降和洞内水平收敛量测);地表下沉量测;围岩应力量测;初支内力量测;围岩体内位移量测。其中,隧道施工中的应力监控量测使用钢弦式传感器,对地表下沉量测及拱顶下沉量测主要使用精密水准仪及水准尺,围岩内部位移量测使用杆式多点位移计。
2.2 施工期监控测量结果的分析
根据前述各种施工方法的对比分析结果,本大断面土质公路隧道工程在实际施工中采用了弧形导坑三台阶法开挖,施工期间的实际监控量测结果如下所述,并与前述的数值模拟结果进行了比较。
2.2.1 周边位移监测结果分析
以sk89+700断面周边位移量测为例进行分析,拱顶沉降量、沉降速率和加速度以及水平收敛量、收敛速度和加速度的量测结果分别如图5、图6所示。
由图5(a)、(b)、(c)可以看到:sk89+700开挖断面拱顶下沉量的回归分析曲线中,拟合效果最好的是双曲线u=t/(0.806+0.115t),拱顶沉降量在施工初期增长迅速,在第10d后增长趋势明显减缓,当t=∞时,最终拱顶沉降值为8.70mm。第27d位移值为6.97mm,占最终位移量的80.6%,此时位移速率为0.03mm/d,位移加速度为零,沉降量增加缓慢,拱顶沉降符合双曲函数分布。
由图6(a)、(b)、(c)可以看到,sk89+700开挖断面水平收敛的回归分析曲线中,拟合效果最好的是指数曲线u=2.904e-4.152/t,水平收敛值同样在施工初期增长迅速,在第10d左右增长趋势减缓,t=∞时,最终水平收敛值为2.90mm。第27d收敛值为2.51mm,占最终收敛量的86.6%,此时收敛速率为0.01mm/d,收敛加速度也在减小,收敛趋缓,水平收敛符合负指数函数分布。
以上监测结果与前述数值模拟计算结果相比,计算的拱顶下沉值为8.70mm,水平收敛平均值为5.71mm,而在正常施工的Ⅲ级管理阶段,拱顶下沉监测值平均为9.51mm,水平收敛监测值平均为5.23mm,误差分别为8.5%和9.2%,说明数值模拟计算结果具有一定可靠性。
2.2.2 地表下沉监测结果分析
以sk89+710断面地表沉降量测结果为例进行分析。在隧道掘进过程中地表沉降曲线以及最大沉降点的沉降量拟合曲线分别如图7、图8所示。
由图7可知,根据sk89+710断面地表所布设的17个测量点的监测值,在隧道掘进过程中掌子面距测点一倍开挖宽度左右时地表开始出现沉降,直至掌子面到达产生大幅沉降,掌子面通过测点后沉降明显趋缓,在掌子面通过两倍开挖宽度后沉降值基本稳定,沉降曲线接近正态分布,通过连续的地表沉降量测,可以确定选择弧形导坑法进行的隧道掘进是较为安全的。
同时,由图8对最大沉降点的沉降量进行的回归分析拟合曲线可知,该点的最终沉降量为6.78mm,而在第30d的实测沉降量为5.53mm,为最终预测的82%,说明地表仍将继续沉降,但下沉的幅度会很小,下沉的速率在安全范围内。
与监测结果相比,开挖引起地表沉降的数值模拟结果与实测接近(如图7所示),模拟最大沉降量为4.62mm,而实测掌子面通过时的最大沉降值4.86mm,误差为4.11%,相对较小,且沉降曲线更接近于Peck正态分布曲线。
2.2.3 围岩内部位移监测结果分析
在隧道施工前,沿隧道纵向共预先埋设16组多点位移计,下面以sk89+700断面量测结果为例进行分析,各测点的下沉量与掌子面距监测断面距离/洞径(l/r)的关系曲线及测点布置分别见图9和图10所示。
从sk89+700断面的多点位移计量测结果能够看出,在距掌子面大于1倍洞径左右位置,隧道开挖对此处土体的影响比较小,拱顶下沉小于2mm,且增长缓慢,在l/r=-0.386时,7个测点中有5个的下沉量突然加大,也就是掌子面距离监测断面大约-5m时,前方土体产生较大下沉,并以较快速率增加,掌子面经过测点大约1倍洞径后拱顶下沉速度趋于平缓。在这一过程中,围岩变形自拱顶向上呈现出依次递减的规律,各点变形增长先慢后快,达到峰值后又迅速趋缓,其中70%左右的变形发生在掌子面通过监测断面前后1倍洞径内,可见这一阶段内围岩的自稳定性极差。在掌子面经过测点后,由于进行了初期支护,拱顶上方土体下沉速度趋缓,初期支护对土体下沉的限制作用比较有效。另外,sk89+700断面洞内拱顶下沉量测值最终为7.01mm,多点位移计测得拱顶同一时间的沉降值为14.32mm,其比值为0.49∶1,由此可知在空间效应作用下洞内量测可以测得围岩总变形的50%左右。
图11所表示的是隧道上导坑、中部和下部先后开挖时,sk89+700断面1号点的沉降量。三部分开挖引起的拱顶沉降受时间效应和空间效应的影响,曲线中每一点的数值为各开挖步共同作用的结果,从沉降增加速度上看,上导坑开挖后最快,其次是中部,在下部开挖后,断面拱顶沉降增加缓慢。从三部分开挖到达测点断面位置时的累积沉降量来看,上导坑开挖后该断面拱顶沉降量达总沉降量的52%左右,中部开挖后增加总沉降量的26%左右,下部开挖后再增加16%左右,之后的沉降量为总沉降量的6%左右。拱顶沉降最主要是由上导坑开挖引起的,其次是中部开挖,最后是下部开挖,可见开挖支护最关键的是上导坑部分,支护要有足够刚度且要及时进行,以阻止围岩急剧变形。
2.2.4 围岩接触应力以及喷层应力监测结果分析
将土压力盒及混凝土应力计布置于拱顶、拱腰以及边墙的相应部位,以已量测的sk89+730断面数据进行分析,围岩与支护接触应力—时间关系曲线和初支喷层应力—时间关系曲线分别如图12和图13所示。
从图12中可看出,在不同部位的接触应力是不同的,拱腰值最大,边墙次之,拱顶值最小。接触应力在前10d增长较快且有反复,之后变化减缓,但有持续增长的趋势。在量测期内围岩压力的最大值比较小,且洞内位移已经趋于稳定,说明支护比较及时,围岩在没有产生过大变形时只需较小的支撑力即可保持围岩稳定。
由图13可知,在量测期内,拱顶部位应力值最大,其次拱腰,边墙最小。初期支护应力有反复,后持续增长,支护应力的发展与围岩变形相比具有一定滞后效应,支护应力持续增加是因为支护刚度大,限制了围岩的变形,围岩地应力逐步释放,支护受力逐步增大。
与监测结果相比,模拟开挖完成后,拱顶、拱腰及边墙处围岩应力均略大于实测值,而开挖后拱顶支护应力也相对实测值偏大,这应该是由于地应力释放的速率不同造成的,但其受力分布规律基本一致。
3 结论
(1)通过对台阶法,弧形导坑三台阶法和中隔壁墙法的数值模拟结果的对比可知,弧形导坑法与台阶法相比围岩位移值小,塑性区小,支护结构应力低;而与中隔壁墙法相比,虽然中隔壁墙法因每步开挖量小且有临时仰拱封闭,围岩位移值小,塑性区很小,但是中隔壁墙法衬砌最终应力值大且开挖过程中产生拉应力,从支护结构受力上说弧形导坑法更均匀、合理。另外,在控制围岩变形方面,弧形导坑法虽略弱于中隔壁墙法,但比较符合新奥法中允许并限制围岩变形,同时充分利用围岩自稳能力的宗旨,且考虑到其开挖工序较简单,所以推荐使用弧形导坑法。而实际施工中,本隧道在大里程方向采用了弧形导坑三台阶法进行开挖,实践证明是合理可行的。
(2)通过大断面土质隧道弧形导坑开挖法施工期监测结果的分析来看,①周边位移监测中,拱顶沉降曲线符合双曲函数分布,水平收敛则符合负指数函数分布,二者均在初期增长迅速后期趋缓;②地表沉降曲线基本呈Peck正态分布曲线;③围岩与支护接触应力在监测期内应力值较小且初期增长较快后期趋缓,初支喷层应力在初期增长较慢且有反复,有持续增长的趋势,初支应力发展有滞后效应;④在Ⅴ级围岩隧道中采用弧形导坑法施工是合理的,隧道开挖掌子面对前方围岩影响距离在3倍洞跨左右,掌子面通过前后1倍洞跨范围为主要变形期,掌子面通过测点2倍洞跨左右后位移量趋于稳定,初期支护后30d内围岩即完成大部分变形,围岩—支护结构趋于稳定,可进行二次衬砌浇注。
(3)数值计算结果与施工期监测数据相比误差较小,说明了数值模拟过程的可靠性和可行性。
参考文献
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