淺埋偏壓隧道支擋方案比選穩定性數值分析

2011-02-02 06:53:52戴文革

鐵道建筑 2011年3期

關鍵詞：圍巖施工

戴文革

(中鐵十三局集團第四工程有限公司，哈爾濱 150008)

淺埋偏壓隧道支擋方案比選穩定性數值分析

戴文革

(中鐵十三局集團第四工程有限公司，哈爾濱 150008)

結合正在修建的太原至靜游段向陽村淺埋偏壓軟巖隧道，對不同支擋方案進行隧道穩定性數值模擬。通過分析不同支擋方案開挖過程中圍巖變形特性、塑性區分布和支護結構力學響應，總結了偏壓隧道和支護結構的力學響應、變形特性、破壞區分布特征以及變化規律。分析結果表明：擋墻+管棚+灰土擠密樁支護方案可以有效改善偏壓狀態，支護結構滿足規范安全度要求，有效控制擋墻基礎沉降，而且使洞壁關鍵點變形減小且更加均勻，加強隧道左邊水平約束，使得邊坡整體安全度增大。因此，擋墻+管棚+灰土擠密樁為合理支護方案。

淺埋偏壓軟巖隧道支擋方案穩定性數值模擬

隨著交通量的日益增長，在山區修建公路、鐵路處處可見。建設中受開挖影響形成了大量的偏壓隧道，安全隱患不可避免。由于圍巖壓力呈明顯不對稱性、不均勻性，從而使支護受偏壓荷載，尋找隧道邊坡加固的優化方案勢在必行［1］。蔡來炳［2］研究了潛在滑動面和隧道圍巖受拉影響區;何山［3］對隧道邊坡治理設計與施工進行了研究，并用常規的施工方法來加固邊坡;王磊［4］用施工動態監測拱頂位移與有限元模擬來研究高速公路偏壓隧道;王偉鋒［5］采用側壁導坑法對淺埋偏壓隧道的施工工序進行了研究等。但在圍巖松軟破碎、淺埋等復雜條件下隧道的合理支護仍是急需解決的難題［6］。

圍巖處于偏壓狀態時，相當于一邊的水平約束減弱，在開挖過程中會引起圍巖應力重分布，對圍巖穩定性產生極不利影響。因此施作支擋結構才能保證隧道整體結構的穩定性，常用支擋結構包括擋墻、超前管棚及灰土擠密樁［7］等。

目前偏壓淺埋隧道在國內外建成并投入使用的例子并不多，由于復雜的受力結構、不利的初始狀態給施工帶來了一定難度。如何確保偏壓淺埋隧道的快速施工和安全，是建設過程中的關鍵。因此，開展不同支擋方案下淺埋偏壓隧道工程穩定性研究具有十分重要的意義［8-9］。

本文針對在建太原至靜游段向陽村淺埋偏壓隧道工程，利用大型有限元軟件建立模型，按實際開挖順序和施工工藝，對淺埋偏壓軟巖隧道進行數值模擬。從圍巖變形、初期支護力學響應、安全度和圍巖塑性區分布等方面，比對不同支擋方案的合理性，以期為類似淺埋偏壓軟巖隧道的設計、施工和研究提供有益借鑒和參考。

1 工程概況

在建太原至靜游段向陽村淺埋偏壓隧道工程地質剖面如圖1所示，上部為砂質黃土，下部為膨脹土。為有效控制隧道的變形及穩定性，比對擋墻、管棚及灰土擠密樁的錨固效果，以K75+750斷面為例，確定合理的支擋方案。在錨固效果分析過程中，C25噴射混凝土初期支護厚度取25 cm，二襯作為安全儲備;錨桿長度3.5 m，按1 m×1 m布置。

圖1 淺埋偏壓隧道工程地質剖面

2 數值模擬

2.1 計算模型建立

采用通用大型結構有限元分析軟件ANSYS10.0和連續介質彈塑性本構模型，三種邊坡支擋錨固方案如表1所示。

表1 邊坡支擋方案

在充分考慮隧道附近地質條件的基礎上，計算模型選取兩側邊界至隧道中心線距離為45 m，底部邊界至隧道軌頂距離為30 m，上部取至地表。根據偏壓隧道特點，上部邊界為自由邊界，左右邊界為水平約束，上邊界底面邊界為豎向位移約束，共有1 876個四邊形單元，1 847個節點，三種支擋方案計算模型如圖2所示。

圖2 有限元計算模型

2.2 計算參數

根據地質勘察和設計院提供的參數分析報告，結合現行《鐵路隧道設計規范》(TB10003—2005)［10］，圍巖物理力學參數如表2所示。

在軟巖中錨桿單元充分考慮其徑向摩擦效果，主要是控制隧道壁面徑向位移和圍巖內部相對位移，具體參數根據室內試驗確定如表3所示。

表3 中空注漿錨桿力學參數

鋼拱架和掛網噴射混凝土的模擬，按抗彎剛度等效的原則，將初期支護的網噴混凝土和鋼拱架作為一個等效體，初期支護具體計算參數見表4。

表4 初期支護計算力學參數

3 計算結果分析

3.1 支擋方案一：邊坡不作處理

1)隧道施工引起圍巖變形特性

由于邊坡使隧道左邊橫向約束變弱，位移云圖如圖3所示。豎向位移較大，拱頂沉降4.73 cm;水平位移相當不對稱，左拱腰水平位移4.40 cm，右拱腳為1.70 cm。表明隧道處于不穩定滑坡帶中，必須施加擋墻等，才能保證隧道穩定性。

圖3 隧道施工引起位移(單位：m)

2)初期支護力學響應

從圖4可看出：邊坡不作任何處理的情況下，由于偏壓效應，在左拱腳和右墻腳處出現較大彎矩，呈左右不對稱，右側要大于左側，支護承載力下降;軸力也是右側大于左側。支護結構處于很不利受力狀態，最大拉應力出現在左拱腳外側，為6.05 MPa，超過 C25混凝土極限抗拉強度(2.00 MPa);最大壓應力出現在右墻腳內側，為11.50 MPa，小于C25混凝土極限抗壓強度(19.00 MPa)。因此必須對邊坡進行處理，才能保證支護結構處于合理受力的安全狀態。

3)初期支護安全度

支護結構關鍵控制點安全系數見表5。

圖4 支護受力狀態

表5 初期支護結構關鍵控制點安全系數

由表5可知，結構受力極不均勻，不滿足《鐵路隧道設計規范》(TB10003－2005)中規定的安全系數要求(抗壓2.0和抗拉2.4)。

4)塑性區分布特征

圍巖在開挖強卸荷作用下都是要經歷從彈性到塑性的過程。當圍巖進入塑性以后，其承載能力將大幅地下降，甚至發生整體的失穩。

由于左邊坡使隧道左邊橫向約束變弱，隧道周邊圍巖處于剪切應力狀態，施工后的塑性區分布如圖5所示，在隧道左、右拱腰處出現塑性區，左拱腰塑性區深度達到5.0 m多，右拱腰3.5 m，呈現不穩定狀態。

圖5 圍巖塑性區分布

3.2 支擋方案二(擋墻+管棚)

1)隧道施工引起圍巖和支擋結構變形特性

先施作擋墻和超前管棚，再開始隧道的施工。

對比圖3與圖6可以看出：相對方案一而言，方案二中豎向位移和水平位移均明顯好轉，拱頂沉降從4.73 cm降到1.77 cm，水平位移更是有很大的改善(左拱腰由4.40 cm降到1.91 cm、右拱腳由1.70 cm降到1.38 cm)，擋墻和管棚錨固使左邊坡橫向約束加強，隧道周邊豎向沉降、水平位移變小，且基本對稱。但是坡腳處沉降過大，給隧道帶來潛在風險。

2)擋墻基礎沉降

圖6 隧道施工引起位移(單位：m)

圖7 擋墻基礎沉降(單位：m)

由于擋墻承受右邊坡的推力，使其基礎受力比較大，發生較大的沉降。從圖7中可以看出：擋墻基礎發生沉降2.96 cm，因此必須對基礎進行處理，如施作灰土擠密樁，以提高擋墻及整個結構穩定性。

3)初期支護力學響應

對比圖4與圖8可以看出：邊坡進行了擋墻和隧道上方管棚處理，偏壓得到明顯改善，軸力和彎矩基本呈現左右對稱分布，支護承載力升高。

與方案一比，方案二最大應力位置沒變，但最大拉應力由6.05 MPa降到4.67 MPa;最大壓應力由11.50 MPa降到9.80 MPa，可見不利受力狀態得到明顯改善。

圖8 支護受力狀態

4)初期支護安全度支護結構關鍵控制點安全系數見表6。

表6 初期支護結構關鍵控制點安全系數

由表6可知，結構受力性能得到改善，關鍵點均滿足現行《鐵路隧道設計規范》中規定的安全系數要求。

5)塑性區分布特征

施工后的塑性區分布如圖9所示，對邊坡進行擋墻+管棚錨固處理，使隧道周邊塑性區大幅度減少。沒處理前左拱腰塑性區深度5 m多，右拱腰也有3.5 m，處理后洞周圍巖塑性區基本沒有;但是邊坡管棚和擋墻接頭處出現塑性區，主要原因是擋墻基礎發生過大沉降所致，因此，在擋墻和管棚支護結構的基礎上，還應重點分析擋墻基礎的灰土擠密樁作用機理。