偏壓隧道洞口高邊坡擋墻的計算與優化

許 路， 魏華兵， 王 軍， 鄧 幫， 王元漢

(1.華中科技大學 土木工程與力學學院， 湖北 武漢 430074；2. 湖北省路橋集團有限公司， 湖北 武漢 430056； 3.武漢市建筑工程質量監督站， 湖北 武漢 430010)

為了抵抗土壓力，保持邊坡、隧道洞口、橋梁兩端以及河流岸壁的穩定，擋土墻廣泛應用于道路、隧道、橋梁以及其他各種土建工程[1～3]。為保證工程的穩定，擋土墻需要抵抗和承受較大的側向土壓力。擋土墻的土壓力是由土體、地基、擋土墻等因素共同決定，即使在擋土墻和填土特性完全相同，土壓力也會存在很大差異[4，5]。

本文結合宜巴高速公路廟灣1號隧道偏壓洞口高邊坡擋墻施工，提出了隧洞開挖削弱坡體抗滑力的力學模型，采用改進條分法進行了洞口開挖后邊坡穩定性安全系數的計算。同時，采用ABAQUS有限元軟件對偏壓隧道洞口坡體滑移帶進行了計算，對不同擋墻施工方案進行了優化，由此得出了優化的擋墻施工規律。將分析計算的結果與監測結果進行比較，兩者一致，說明了本文方法的正確性。研究結果不僅為本隧道的工程實際提供了指導，同時為其他偏壓隧道的擋墻設計施工提供了參考。

1 工程概述

1.1 工程地質條件

廟灣1號隧道為四車道分離式高速公路隧道，隧道位于宜昌市霧渡河鎮黃家河村境內，隧道走向268°，呈東～西向展布。隧道分左右兩幅；左線ZK72+742～ZK72+970，全長228 m;右線YK72+760～YK72+930，全長170 m。大地構造屬揚子板塊臺地區，地處黃陵背斜的核部，廣泛出露基底巖變質系，基底變質巖系具中深層次、多期次韌性剪切，褶皺疊加變形變質構造特征，構造復雜。區域地層被北西向區域性霧渡河斷裂及北向霧渡河韌性剪切帶所破壞，片麻理產狀30°∠86°(順向坡)，地層巖性為中太古界野馬洞(Ar2y)黑云斜長角閃巖、花崗片麻巖及新元古代(Pt3r)花崗巖。隧道區主要有三組節理，產狀分別為①30°∠86°，②148°∠74°③280°∠54°，其中第一組節理與坡面平行，另外兩組與山體坡向直交或大角度斜交。山體表面巖層為中風化，局部破碎較為嚴重。

1.2 工程存在問題

1號隧道在進出口段邊坡傾角大于50°，由于其特殊地貌在右幅進口、左幅出口都遇到較大偏壓(如圖1所示)。于2010年底開挖之后，經監測發現較大的地表沉降等問題[6]，仰坡出現多條裂縫多呈45°～60°，其中有兩條較長裂縫一直延伸到邊坡坡頂，見圖2。初襯有沉降且與護拱有脫離的趨勢，見圖3。

圖1 隧道左幅出口段

圖2 仰坡裂縫

圖3 初襯與護拱之間的裂縫

2 偏壓隧道邊坡穩定性計算

隧道未開挖時，坡體處于穩定狀態。隧洞的開挖造成了坡體的不穩定。根據掌子面的觀察，洞口處于坡體滑移帶上。本文提出的力學模型為：洞室的開挖，減少了滑移帶的長度，降低了坡體的抗滑力，因此造成了坡體的失穩。

2.1 洞口未開挖時的邊坡穩定性計算

勻質發生滑坡時，其滑動面形狀大多數為一近似圓弧面(如圖4所示)，節理面滑移與圓弧滑動的滑移面接近，為簡化起見，采用條分法分析，且選用本工程實際的簡化模型。

圖4 土坡穩定分析的條分法

在地表土層內部的一定半徑確定滑動面，將滑動面以上土體分成若干個等寬或不等寬土條，每個土條的受力為

Ni=Wicosβi

(1)

Ti=Wisinβi

(2)

Si=Wicosβitanφi+cili

(3)

(4)

在本算例中，圓弧面半徑為46.39 m，坡體高度為37.61 m，劃分為10個土條，坡體的表層粘聚力C=60 kPa，內摩擦角為φ=16°，重度γ=20 kN/m3。穩定性的計算過程如表1所示。

安全系數為：

(5)

可以判定此邊坡的狀態為臨界穩定狀態[7]。

表1 條分法計算

2.2 洞口開挖后的邊坡穩定性計算

如圖5所示，隧道洞口位于邊坡層面的弱層上，隧道的開挖相當于減少了坡體的抗滑力分布長度，即條塊5，6，7的部分。而隧道開挖減少的土體重量相對整個坡體重量可以忽略不計，因此

(6)

(7)

(8)

其中∑cwlw為開挖后粘性阻力的減小值。

圖5 隧道開挖后示意

對應切割條塊5，6，7的滑移帶長度為

(9)

因此在隧道開挖后土體的安全系數為：

(10)

由此可知土體在隧道開挖后將發生失穩破壞。

3 ABAQUS數值模擬

為進一步進行坡體穩定性分析，采用ABAQUS有限元軟件[8]進行洞口開挖過程中擋墻設置的數值模擬。

3.1 簡化模型

根據地勘報告和擋墻設計圖，可將洞口邊坡擋墻進行如圖6簡化，其中擋墻的高度為11.6 m，土層分為rock1、rock2、rock3，rock1和rock2，總高度為37.61 m，并于便道形成51°傾角，為典型的高邊坡。模型總高度為74.4 m，最大寬度為60.1 m。各部分材料系數如表2所示[6]。

圖6 整體模型

部位密度(kg/m3)泊松比(ν)彈模(GPa)內聚力 (kPa)內摩擦角(°)剪脹角(°)rock120000.420.160167rock220000.350.31002010rock322000.315004520擋墻20000.22---回填16000.420.160169隧道體22000.221---

3.2 強度折減法的基本原理

影響邊坡失穩破壞的關鍵因素是土體的抗剪強度，當最大剪應力達到破壞極限時，土坡將失穩破壞。基于此，本文在強度折減系數法求解邊坡穩定問題時，采用的是理想彈塑性模型，屈服準則采用Mohr-Coulomb 破壞準則[9]：

(11)

式中I1，J2分別為應力張量的第一不變量和應力偏張量的第二不變量；θσ為應力德羅角；φ為土的內摩擦角。

用強度折減法[9]求邊坡穩定的基本原理就是將巖土體強度指標c，φ值同時除以一個折減系數Fs得到一組新的c′，φ′值，然后作為新的材料參數代入有限元進行試算。當邊坡土體符合給定的臨界破壞狀態判定條件時，對應的Fs即為邊坡的最小安全系數，在此過程彈性模量E和泊松比μ保持不變，即：

(12)

3.3 洞口未開挖時邊坡的穩定性分析

在重力荷載作用下，在折減系數分別為1.0、1.03、1.05的情況下，邊坡體的塑性應變發展如圖7所示。

圖7 塑性應變分布隨折減系數的變化

根據本文判斷失穩的依據，經過不斷的調整折減系數，在Fs=1.05時，廣義塑性應變最大值已經達到了5.59%，且塑性區已經貫通，所以可以認為臨界強度折減系數為F=1.05。這與根據條分法算得的穩定性系數1.04基本一致。

3.4 洞口開挖未加擋墻時邊坡穩定性分析

在進行臺階法開挖模擬時，如果不加擋墻，在折減系數分別為0.65、0.85、0.86的情況下，邊坡體的塑性應變發展如圖8所示。

圖8 開挖時塑性應變分布隨折減系數的變化

由圖可見在Fs=0.86時，廣義塑性應變最大值已經達到3.42%，且塑性區已貫通。可以認為臨界強度折減系數為0.86與根據建立力學模型所得結果接近。這里滑移面與原假定滑移面相比形狀有一定差異，是因為在洞口開挖過程中發生了應力重分布所致。

3.5 洞口開挖進行擋墻處理的兩種方案

(1) 施工過程中，根據隧道洞口邊坡不滿足穩定性的分析，決定進行擋墻施工，參照施工的順序安排，可歸納為兩種不同施工方案：

施工方案1：初始地應力平衡→上臺階開挖→上臺階支護→下臺階開挖→下臺階支護→擋墻→回填

施工方案2：初始地應力平衡→擋墻→回填→上臺階開挖→上臺階支護→下臺階開挖→下臺階支護

(2) 計算結果

圖9,10為方案1，方案2的塑性應變圖。由圖9可見，塑性區貫穿坡體，雖然由于擋墻的存在阻擋了坡體的失穩滑移，但是由于整個坡體塑性區的貫穿，土體變形發展較大，引起了過大的沉降和收斂。圖10為方案2的塑性應變圖，由圖可見，塑性應變值明顯小于方案1，并且塑性區未貫穿整個土體。

圖9 方案1的塑性應變

圖10 方案2的塑性應變

圖11和圖12為兩種方案的支護結構變形圖。方案2的隧道體變形遠遠小于方案1，由以上比較可見，洞身開挖前先施作擋墻的方案2明顯優于洞身開挖再施作擋墻的方案1。

圖11 方案1的支護變形

圖12 方案2的支護變形

(3)與監測結果的比較

監控小組于2010年12月3日在1號隧道左洞洞口附近上臺階ZK72+965(方案1)布置一組拱部監測點，監測結果如圖13所示。由圖可見，當未加擋墻時，隧道變形較大，且沒有收斂的趨勢。鑒于變形較大，施工單位停止了左洞開挖，并施作擋墻。施工得以順利進行。

圖13 ZK72+965拱部累計收斂

在右洞進口開挖時，則先施作擋墻，再進行開挖。監控小組于2011年10月3日在隧道右洞洞口附近上臺階YK72+765(方案2)布置一組拱部監測點，監測結果如圖14所示。由圖可見，當加了擋墻時，隧道變形較小，且很快收斂。因此，先施作擋墻，再進行開挖，是比較合理的工序。

圖14 YK72+765斷面的拱部累計收斂

比較監控數據與模擬計算結果，可以看出它們基本一致。

4 結 論

(1)提出了一種模擬洞室開挖的邊坡穩定性力學模型，結合邊坡分析的條分法，可以方便應用于偏壓隧道開挖過程的邊坡穩定性計算。

(2)采用ABAQUS和強度折減法計算隧洞開挖前后的邊坡應力應變大小，塑性區分布，為隧道工程合理化施工提供了參考。

(3)進行了偏壓隧道洞口高邊坡擋墻的優化設計研究。結果表明，先施作擋墻再隧道洞口施工較為安全經濟。

(4)分析計算與監控量測的結果進行比較，兩者總體一致，說明采用的模型和方法是合理的。

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