深埋风积沙隧道施工工法及围岩变形特征研究

2019-10-31王志杰王如磊高靖遥

铁道标准设计 2019年11期

王志杰,吴凡,王李,王如磊,高靖遥

(西南交通大学交通隧道工程教育部重点实验室,成都 610031)

引言

风积沙是我国西部地区工程建设中较常遇到的特殊围岩,其具有结构碎散、抗剪能力弱、自稳能力差、在外力作用或扰动下极易发生破坏等特点[1]。随着我国交通基础建设的不断推进,在隧道修建过程中难免会遇到风积沙地层,在施工现场则时常出现诸如洞周位移过大以及初支大变形等问题,这给工程建设进度和安全性带来极大的困难[2-4]。

由于风积沙地层的特殊性,引起了国内众多学者进行研究。郑万坤等[5]对风积沙隧道进行三维数值模拟分析,通过计算分析了隧道开挖的荷载释放来确定各施工步骤对围岩变形控制的影响。仇玉良等[6]采用三维数值模拟和现场监测的手段,对风积沙地层大跨公路隧道超前支护效果、工法参数优化、围岩压力释放和沉降发展规律进行了分析。刘玉杰[7]利用离散元软件对风积沙隧道的受力特性及破坏机制进行了研究。晏启祥等[8]对风积沙隧道塌方风险源因素进行识别,结合神木一号风积沙隧道的具体特点,对其塌方风险进行了评价。张胜[9]依托新响沙湾隧道,介绍了该风积沙地段施工的工艺、方法及辅助施工措施等。黄瑞,王柱[10]针对风积沙隧道地层失稳快,坍塌风险大,初期支护变形速率高等特点,对隧道开挖及支护方案进行了论述。董长松等[11]以榆神高速神木1号隧道工程为依托,对不同施工方案的沉降控制效果、施工技术难度和施工周期等进行对比研究。樊康佳[12]依托脱土山隧道,研究了基于地表竖直旋喷桩加固条件下的浅埋风积沙隧道支护结构受力性状。豆世康[13]研究了骆驼场隧道风积沙地层段施工技术,优化了三台阶预留核心土的工法。王雪霁等[14]分析了水平旋喷桩和竖直旋喷桩两种旋喷桩方法在风积沙隧道中的加固作用。王勇[15]介绍了旋喷桩对风积沙层进行预加固的施工技术,包括加固机理、注浆参数、施工工艺及注意事项。

综观上述研究成果,其主要集中于风积沙隧道的施工参数和风险特征等方面,而对风积沙地层隧道适宜工法比选研究还尚显不足。鉴于此,以王家湾隧道穿越风积沙段为工程依托,通过室内基本物理性能试验确定土层参数,采用有限元差分软件FLAC3D模拟分析三台阶法、三台阶临时仰拱法、三台阶七步法、CD法以及双侧壁导坑法5种工法在风积沙地层大断面隧道施工中的适宜性,比较分析有无水平旋喷桩加固两种情况,得出水平旋喷桩对于围岩变形及塑性区发展的影响,探究适用于深埋风积沙地层大断面隧道的施工工法。研究成果对明确深埋大断面风积沙隧道水平旋喷桩作用效果以及工法选取具有重要的参考意义。

1 工程概况

新建蒙华铁路王家湾隧道为大断面重载铁路隧道,位于陕西省延安市安塞县王家湾乡,隧道最大埋深约220 m,设计速度为120 km/h,进口里程DK266+945,出口里程DK274+233,全长7 288 m。其中 DK270+380～DK270+735整体穿越风积沙地段,属于Ⅵ级围岩,经过现场踏勘,DK270+490掌子面实际揭示地层为冲洪积细砂层。现场开挖后极易坍塌,偶有出现拱顶沉降过大的情况,严重威胁施工安全。

2 模型建立和计算参数

2.1 模型建立

利用有限差分软件FLAC3D分析不同施工方法对隧道围岩变形的影响[16-17],依据王家湾隧道设计资料进行建模计算。隧道计算模型如图1所示。隧道洞跨为12 m,高为11.6 m,穿越风积沙段埋深60 m。为降低边界效应,根据圣维南原理,模型的边界取隧道洞径的3～5倍,最终确定为左右两侧各取约3.88倍洞径,下侧取约为3.88倍洞径。模型四周采用水平位移约束,底面完全约束,地表为自由边界。模型仅考虑自重应力,围岩和水平旋喷桩加固地层设置为Mohr-Coulomb弹塑性,支护结构则采用弹性模型。水平旋喷桩则简化为沿上半部分洞周分布的1.5 m厚加固区。

图1 隧道计算模型

图3 施工工法及工序示意

2.2 计算参数

本次研究的风积沙地层为全风化风积沙。风积沙作为一种典型的砂性土,其黏聚力低、自稳能力差,物理力学特性与黏粒含量及含水率有明显关系。王家湾隧道所穿越风积沙地层夹杂少量黄土,含水量较地表、浅埋风积沙高。为了明确该种条件下围岩物理力学参数,课题组在现场试验段取土进行室内物理力学试验,主要包括颗粒密度试验、固结试验,直剪试验等,从而测得其重度、压缩模量、黏聚力和内摩擦角。试验过程如图2所示。

图2 室内试验

对于水平旋喷桩加固地层,通过对水平旋喷桩强度测定,类比前人对其特性的研究成果[18-19]以及其他相关文献,同时考虑风积沙本身所具有的基本物理性能,确定所需参数。采用三维弹塑性分析,围岩和水平旋喷桩加固地层采用摩尔-库仑模型。支护结构采用弹性模型。具体物理力学参数见表1。等效公式如下

EC=E0+ASES/AC

(1)

式中EC——折算等效弹性模量；

E0——喷射混凝土弹性模量；

ES——钢拱架弹性模量；

AS——钢拱架截面积；

AC——混凝土面积。

表1 计算力学参数

2.3 模拟方案及量测项目

结合大断面风积沙隧道的现场地质资料以及施工条件等,采用目前常用的5种工法[20-21]进行模拟开挖,具体工法及所对应的开挖工序见图3。开挖过程中每次循环进尺为3 m,水平旋喷桩加固纵向范围为15 m。

在有、无水平旋喷桩加固两种工况下,分别记录隧道Y=15 m处断面的拱顶沉降、拱腰水平位移以及拱脚竖向和水平位移,得出隧道在不同开挖工法情况下的围岩变形时程曲线。不仅可以确定不同工法在风积沙地层隧道中的适用性,还能比较得出不设水平旋喷桩和设置水平旋喷桩两种工况的差异性,进而验证水平旋喷桩加固对风积沙隧道围岩变形的控制效果。

3 数值模拟结果及变形特征分析

3.1 无水平旋喷桩加固

对于无水平旋喷桩加固时,绘制时程曲线,拱顶下沉、拱脚竖向位移如图4所示,正值表示围岩向上变形,负值表示围岩向下变形。为了区分隧道左右两侧拱脚竖向位移值,人为地将左侧拱脚竖向位移设定为负值,右侧拱脚竖向位移设定为正值。拱腰水平收敛、拱脚水平位移如图5所示,正值表示围岩向右变形,负值表示围岩向左变形。

5种工法在对围岩变形的控制效果分别不同,为方便比较,以各变形值与三台阶工法的变形值之比表示,见表2。

图4 Y=15 m断面竖向位移时程曲线

图5 Y=15 m断面水平位移时程曲线

表2 不同工法控制效果

由图4、图5、表2可以得出。

(1)监测断面围岩变形在距最先行掌子面1.25～1.67倍洞径间稳定；围岩竖向位移大于水平位移； 5种工法均为分部开挖,由图4 (b)和图5(b)对比可知,较竖向位移,围岩水平收敛对开挖部位较为敏感,先开挖部分围岩的同时较早施加支护,则围岩水平位移较早稳定且变形较小。

(2)双侧壁导坑法由于设立两个临时支护,对围岩竖向和水平变形的控制效果均最好； CD法由于临时支护的设立,可以有效控制洞周围岩竖向位移；三台阶临时仰拱法由于横撑的设立,可以有效控制洞周围岩水平位移,并且限制了拱脚处的竖向位移,能够充分保证洞室的稳定性；三台阶七步法由于开挖面积的减少以及保留核心土,可以减小位移变形,但由于风积沙地层自稳能力较差,且开挖工序繁杂导致对围岩二次扰动更大,不利于围岩变形控制,实际应用效果较差。

(3)在未采用水平旋喷桩加固围岩的情况下,双侧壁导坑法最适用于深埋大断面风积沙隧道,可将拱顶沉降控制到三台阶法的71%,拱腰水平收敛控制到32%,拱脚竖向位移控制到50%,拱脚水平位移控制到63%。但围岩变形值除拱墙水平位移外均超过50 mm,尤其是拱顶沉降最为显著,故其控制效果仍然不能满足变形要求。

3.2 水平旋喷桩加固效果分析

对于水平旋喷桩加固地层时,拱顶沉降、拱脚竖向位移如图6所示。拱腰水平收敛、拱脚水平位移如图7所示。

图6 Y=15 m断面竖向位移时程曲线

图7 Y=15 m断面水平位移时程曲线

采用水平旋喷桩加固之后,围岩整体变形相应减少,与无水平旋喷桩各变形值之比见表3。

表3 水平旋喷桩控制效果

由图6～图7及表3可以得出如下结论。

(1)采用水平旋喷桩加固地层后,拱顶沉降曲线变得较为平滑,且累计沉降量降低至无水平旋喷桩工况的30%左右,说明水平旋喷桩加固能够同时控制拱顶变形速率和沉降量。

(2)各测点变形规律和无水平旋喷桩加固时类似,对工法变化的敏感程度没有较大改变。监测断面围岩变形在距最先行掌子面20～30 m间基本稳定,即在掌子面开挖远离至1.67～2.5倍洞径后稳定,相对无水平旋喷桩距离更长,说明围岩变形速率得到缓解。

(3)从表3可以看出,针对隧道断面不同位置,水平旋喷桩对拱顶沉降和拱腰水平收敛有显著的控制效果,但对拱脚处变形控制效果较差,说明水平旋喷桩影响区域主要为洞周上半部分,而对下半部分尤其是仰拱处影响很小；针对不同施工工法,水平旋喷桩对三台阶法及三台阶加临时仰拱法综合影响较大,对其余工法较小。说明水平旋喷桩在三台阶七步法、CD法和双侧壁导坑法对围岩变形的控制作用不明显,三台阶法及三台阶临时仰拱法适合与水平旋喷桩配合使用。

(4)采用水平旋喷桩加固后,从围岩变形方面,三台阶加临时仰拱法和双侧壁导坑法均为较适合的工法,但在工序复杂程度和水平旋喷桩加固效果方面,三台阶加临时仰拱法有很大优势,于是成为该种工况下最适合于深埋大断面风积沙隧道的工法,其除拱脚竖向位移为87 mm外,其余位置位移均控制在50 mm以内。模型未考虑锁脚锚杆,实际施工中在合理施加锁脚锚杆后可较好地控制拱脚竖向变形。

3.3 围岩塑性区分析

三台阶加临时仰拱法为深埋大断面风积沙隧道在水平旋喷桩加固情况下最适用的施工方法,研究此种工法在有、无水平旋喷桩两种工况时塑性区发展规律及范围,从而比较出围岩变形规律和水平旋喷桩对塑性区发展的影响。选取塑性区发展较为典型的5个工序记录其发展情况,见表4。

由表4可以得出如下结论。

(1)无水平旋喷桩时,上台阶土体后,掌子面范围内拱顶和边墙位置均产生剪切塑性区,中台阶土体顶部产生抗拉塑性区,拱顶部位塑性区范围较深；随着中台阶土体开挖,拱顶塑性区范围基本不变,边墙塑性区向下、向深处发展；下台阶土体开挖后,边墙塑性区继续发展,拱底及拱脚塑性区产生并迅速发展,与之前产生的塑性区封闭成环,拱肩处部分位置塑性区深度较小；之后,塑性区基本稳定,开挖仰拱土体和拆除临时横撑并不产生新的塑性区。

(2)有水平旋喷桩时,上台阶土体开挖后,拱脚处首先产生剪切塑性区,拱顶及边墙无塑性区,中台阶土体顶部产生抗拉塑性区；中台阶土体开挖后,拱脚处塑性区沿着洞周向两边扩展,并向深处扩展；下台阶土体开挖后,原先的塑性区继续发展,但发展较慢,拱底产生塑性区且发展迅速；仰拱土体开挖后,拱脚及拱底塑性区缓慢发展并连为整体；之后塑性区稳定,拆除临时横撑并不产生新的塑性区。最终,同未加固时一样,拱脚处塑性区最深。

(3)水平旋喷桩的加固作用使上半部分围岩性能加强,不会产生塑性区,较为薄弱的地方从拱顶和边墙转移到拱脚,由于拱脚部位较为软弱,塑性区从拱脚向两侧发展。

(4)两种工况下半部分围岩塑性区基本完全相同,但前者开挖下台阶后塑性区便成环稳定,后者塑性区开挖仰拱后才稳定,说明水平旋喷桩加固不能减少未加固到的围岩的塑性区发展范围及深度,但是能够减缓其发展速率,从而减缓围岩变形速率。

表4 塑性区发展

4 现场实测数据

王家湾隧道DK270+480～DK270+500里程段主要穿越风积沙地层(埋深约为60 m),且采用三台阶加临时仰拱法开挖,预加固方式为水平旋喷桩。课题组以此为试验段对隧道拱顶沉降以及水平收敛进行现场监测。最后选取典型断面监控量测数据，绘制拱顶下沉和水平收敛曲线,见图8。

图8 DK270+490处监测值

对于最终稳定值,现场实测数据与数值模拟有相同趋势,只是数值稍大,以拱顶沉降为例,数值模拟结果为38.46 mm,现场实测值为52.32 mm。其差距主要是由于数值模拟参数取值以及现场误差引起,但相比相同案例差距较小,可以说明数值模拟结果可靠,能够准确反映隧道在施工中的围岩变形规律。拱顶下沉和水平收敛约2个月后趋于稳定,稳定时间与施工情况相关,但可以看出水平旋喷桩加固情况下,三台阶加临时仰拱法可以有效控制围岩变形。