超浅埋隧道施工变形特征实测研究

2022-09-23苑敏费瑞振俞佳

铁道科学与工程学报 2022年8期

苑敏，费瑞振，俞佳

(1.河北科技工程职业技术大学，河北邢台 054035；2.中南大学土木工程学院，湖南长沙 410075；3.中国铁路设计集团有限公司，天津 300142；4.上海振华重工(集团)股份有限公司，上海 200125)

由于多山地形的制约，为顺应国家对铁路建设提出的高速、高平顺要求，我国在山区修建了数以万计的铁路隧道[1-6]。当隧道埋深达到超浅埋隧道标准时，围岩应力状态受到多种因素的共同影响。支护结构及其受力状态也变得更复杂，降低了隧道施工的安全性，塌方(冒顶)、坍塌、变形失稳和山体开裂等施工风险的概率增大[7-9]。因此，有必要针对超浅埋隧道的变形及力学特征开展研究，对施工中可能遇到的风险进行提前判断，并提出相应的设计或施工应对措施，从而确保隧道安全、可靠、顺利、如期竣工。国内外众多学者针对隧道开挖过程中围岩力学特性、破坏机理等开展了实测、数值模拟或试验研究。YU等[10]基于现场实测以及模型试验方法研究了某超浅埋铁路隧道的开挖特性。HISATAKE等[11]提出了一种三维反分析方法，并通过数值手段分析了隧道掌子面的围岩力学特性。ALAGHA等[12]采用MADISGTSNX软件来模拟均质层状围岩隧道开挖过程中的掌子面坍塌压力，并针对不同类型的成拱效应研究了掌子面围岩的破坏机理。邵勇等[13]以苏州阳山隧道为依托，采用FLAC3D有限差分程序分析了软弱带围岩对隧道掘进的影响。吴永波等[14]采用400mm×400mm×300mm的模型箱模拟软弱围岩，研究了隧道坍塌时的软弱围岩的破坏机理。徐前卫等[15]采取模型试验与有限元相结合的方法，分别研究了拱顶上方有、无断层2种工况隧道塌方的渐进过程以及围岩应力演化规律。尽管国内外众多学者采用数值模拟、模型试验和现场监控等科研手段对隧道结构的围岩变形机理和支护结构稳定性等问题开展了研究，但针对超浅埋隧道开展的现场实测研究还相对不足。本文以胡营西山隧道为工程背景，在施工现场布设系列监测点，对施工全过程进行监测，研究了超浅埋隧道施工过程中地表沉降、拱顶沉降、水平收敛和二次衬砌应变状态等力学特征。研究结果可为超浅埋隧道施工提供参考，提高此类隧道施工安全性。

1 工程概况

胡营西山隧道为新建北京至沈阳铁路客运专线关键隧道工程之一，该隧道里程DIK158+993～DIK 159+037段围岩等级为Ⅴ级。隧道顶部最小埋深为-1.7m，出现隧道露顶情况，且线路与河床以及国道呈约60°交角斜交。山区内降水大多由沟底汇集，而且详细勘察资料表明该处地质状况较差，极易发生坍塌事故。详勘资料及设计图标示该区段地质条件为地面以下6～9m为粗角砾土，其下为卵石土。线路右侧自DIK 159+025位置处开始进入原地形山坡，其中大里程侧山体坡度约1︰1.25。图1为该区间纵向剖面示意图。由于该隧道浅埋段、冒顶段均处于Ⅴ级强风化围岩中，因此采用三台阶临时横撑法开挖，施工工序示意图见图2。

图1 纵向剖面示意图Fig.1 Longitudinalsection diagram

图2 三台阶临时横撑法工序横断面示意图Fig.2 Schematic diagram of cross section of three steps temporary crossbracemethod

三台阶临时横撑法，主要包括以下工序。

1)开挖1部台阶。上台阶施工至设定位置后应停止继续开挖立即安排初喷，并进行洞身结构的支护(包括初期支护、架设临时横撑)。

2)施打径向锚杆，并在施打后复喷混凝土到图纸设计厚度。

3)上台阶开挖作业至预定长度后，即可拆除前1部施作的2～3榀临时横撑，再开始2部台阶施工。

4)继续掘进施工3部台阶，将3部台阶分为2个施工段分2次开挖完成，即仰拱面以上段和隧底段。

5)浇筑施工该冒顶段的Ⅷ部仰拱以及对仰拱内部填充。

2 监测方案

2.1 监测项目

结合项目特点以及研究需求，本文对净空收敛、拱顶沉降、地表沉降、钢拱架应力及二次衬砌应力进行全程监测，监测仪器和测试精度见表1。

表1 胡营西山隧道监测项目Table 1 Huying Xishan Tunnelmonitoring project

2.2 测点布置

1)地表沉降、洞身周边收敛及拱顶沉降

隧道开挖前，在里程DIK159+003，DIK159+008，DIK159+018，DIK159+025和DIK159+034位置布设地表沉降监测点，每个断面布设5个沉降监测点，水平距离6m，其中里程DIK159+034距大里程侧套拱距离为4m，即为数值模拟计算隧道顶部地表沉降最大断面位置，对地表沉降进行监控量测，测点布设见图3。

图3 测点布设示意图Fig.3 Schematic diagram ofmeasuring point layout

2)初期支护钢拱架应变

根据隧道地质条件及施工方法综合考虑，选取隧道进口及出口段隧道埋深较浅、围岩条件较差地段典型断面进行选测项目的测试。在里程DIK159+003断面进行了初期支护钢拱架内力测试，其内力量测设备选择JMZX-212A型智能弦式应变计，钢拱架应变检测的测点布置及编号见图4。

图4 初期支护测点布设示意图Fig.4 Schematic diagram of initialsupportmeasuring point

量测钢架表面的应力时，将应变计布置在其两翼缘位置处，并对称焊接牢固，焊接时，先焊接应变计的底座，将其与钢架焊接牢固，焊接方式采用点焊。在底座焊好后再连接其他元器件，钢架表面应变计的安装布置详见图5。

图5 钢架应变计埋设Fig.5 Schematic diagram of steel frame strain gauge laying.

3)二次衬砌应力

在里程DIK159+003断面进行二次衬砌应变量测，元器件是钢弦式埋入式混凝土应变计(JMZX-215A型智能弦式应变传感器)。混凝土应变计埋设时，元器件轴线与受力方向相同，即混凝土应变计的轴向与隧道环向一致。二衬混凝土应变计的测点现场埋设照片及示意图见图6。

图6 二次衬砌断面测点现场埋设照片及示意图Fig.6 Photosand schematic diagram of the site burialpointof the secondary lining section

3 现场实测数据分析

3.1 地表沉降

图7为隧道开挖45 m时DIK159+003，DIK 159+008，DIK159+018，DIK159+025和DIK159+034 5个隧道断面地表沉降实测曲线。其中DIK159+003，DIK159+008和DIK159+034 3个断面属于浅埋段隧道，DIK159+018、DIK159+025属于冒顶段隧道。由图7(a)可知，隧道浅埋段断面沉降呈沉降槽分布，总体来说测点与隧道轴线的距离越小，沉降值越大，其最大值在隧道顶部，约为4.0 cm。隧道纵轴线两侧地表沉降呈不对称分布，这是由于隧道顶部覆土厚度不一致引起。由图7(b)可知，隧道冒顶段断面沉降同样呈沉降槽分布，且沿隧道轴线呈现不对称特性。地面最大沉降值仅为2.42mm，比浅埋段地表沉降低25%左右，这是由于冒顶段覆土较薄，重力较小所致。

图7 地表沉降实测曲线Fig.7 Measured curvesof surface settlement

3.2 周边收敛和拱顶下沉分析

图8为不同断面隧道周边收敛曲线。由图8可知，浅埋段和冒顶段开挖过程中周边收敛量随时间递增，且前期收敛速度较大(即曲线斜率大)，后期收敛速度趋于平稳。这是由于开挖前期围岩初始应力场被破坏，土压力突然作用在初期支护结构上，导致收敛速度陡增，而后期初期支护成型，土压力由钢拱架承担，隧道收敛速度也逐渐减缓。开挖结束后，浅埋段最大收敛值为7.6 cm，均位于里程DIK159+003断面位置，略大于数值模拟结果；冒顶段实测最大收敛值为8.8 mm，位于DIK159+018断面。浅埋段最大收敛值远远小于冒顶段，这是因为浅埋段覆土厚度远大于冒顶段，隧道周边土压力更大。

图8 隧道周边收敛监测结果Fig.8 Peripheral convergencemonitoring results

图9为不同断面隧道拱顶沉降曲线。由图9可知，拱顶沉降曲线呈现出与周边收敛曲线类似的变化趋势，即前期沉降速度较大，后期沉降速度趋于平稳。产生此现象的原因也和浅埋段相同。浅埋段和冒顶段开挖结束后，浅埋段最大沉降为-6.3 cm，均位于里程DIK159+003断面位置；冒顶段实测最大沉降值仅为-6.7mm，位于DIK159+018断面。冒顶段沉降显著小于浅埋段的原因同样是覆土厚度较薄。

图9 隧道拱顶沉降监测结果Fig.9 Monitoring resultsof vaultsettlement

3.3 钢拱架应变

钢拱架监测主要测试初支钢拱架的应变值，图10和图11为里程DIK159+003位置钢拱架应变时程曲线，其中内侧测点接近净空一侧，外侧测点接近围岩一侧，图中拉应变为正，压应变为负。

该断面施工选用三台阶法开挖，测点A，测点B和测点C为上台阶钢架测点，测点D为中台阶左侧钢拱架测点，测点E为中台阶右侧钢拱架测点，测点F为下台阶左侧位置测点，测点G为下台阶右侧位置测点，测点H和I为仰拱钢架布置的测点，其中测点的布置的先后顺序为：上台阶，中台阶左侧及右侧(先左后右)，下台阶左侧及右侧(先左后右)。由于监测过程中测量仪器出错或测量方式出错导致部分数据丢失，实测应变曲线中存在部分断裂，但不影响整体应变变化趋势。

由图10和图11可知，随着隧道施工循环的开挖，在测点布置初期应变值增长较快，而进行每一台阶的开挖，都会对已布置测点的应变造成一定的影响，使得应变发生较大的调整，进行了应变重分布，使测得的变值波动较大。后期随着掌子面的远离和仰拱的封闭成环，变化平缓直至平稳，各测点基本为受压状态，外侧最大压应变值为6.7×10-4，内侧最大应变测值为7×10-4。同时还可以发现，钢拱架左右两侧对称位置的应变大小往往存在差异，且不同测点应变值差异较大，这是由于隧道两侧覆土厚度不一致，土体重力不相等所引起。

图10 钢拱架外侧应变Fig.10 Lateralstrain of steelarch

图11 钢拱架内侧应变Fig.11 Inner strain of steelarch

3.4 二次衬砌应变

对DIK159+003断面进行了二衬应变量测，通过预埋的混凝土应变计获得混凝土的应变，二衬应变随监测日期的变化图如图12和图13所示。规定受拉应变为正，压应变为负。D点和E点所布置的应变片在后期由于工程原因发生破坏，导致2个测点数据丢失。

从图12和图13可以看出，各测点的应变值都由拉应变转变为压应变，前期拉应变快速增长，这是因为混凝土凝结过程放热导致的温度应变。拱顶A点的应变接近0但不为0，这是因为A点处于二次衬砌对称轴上，但二次衬砌所受荷载并非理想对称荷载所致。二次衬砌D和E测点前期应变值最大，顶部A测点应变趋近0，这说明衬砌中部承受较大的应变，而顶部应变最小。在测点埋设后30 d后，应变值变化趋势变缓，并趋于稳定，二次衬砌最大拉应变值为0.4×10-4，最大压应变为1.05×10-4。说明二次衬砌结构约30 d达到受力平衡，围岩稳定不再变形。