鐵路隧道不同跨度下水平旋噴樁承載特性分析

耿大新,閔世超,石鈺鋒,錢文喜

(華東交通大學土木與建筑學院,南昌 330013)

水平旋噴樁技術是在水平鉆孔內通過高壓旋噴的方式壓注水泥漿，水泥漿在隧道開挖區域外輪廓樁間相互咬合成拱殼，具有較強的剛度、強度與止水功能，是富水軟弱地層暗挖隧道預支護首選方案之一。目前關于水平旋噴樁技術研究主要集中在兩方面，一方面結合有限元分析，探究水平旋噴結構的力學特性[1-6]；另一方面是結合實際工程研究水平旋噴工法的施工工藝[8-12]。

Babak等[1]基于現場試驗，探究了旋噴樁的物理力學性質；Coulter等[2]通過數值模擬改變旋噴樁材料屬性及安裝順序，并結合現場實測數據，研究其對地層的影響；張慧樂等[3]基于現場荷載試驗與有限元模型，分析水平旋噴拱棚結構的承載特性；石鈺鋒等[4]借助FLAC3D軟件，建立考慮流固耦合的三維模型，探究水平旋噴樁與大管棚復合預支護的加固機理。以往研究多以單一斷面進行研究分析，對多斷面、規律性研究較少。

本文依托新考塘隧道，采用Midas有限元軟件，對不同尺寸隧道斷面旋噴樁預支護進行數值模擬，探究水平旋噴預支護效果隨隧道開挖跨度的變化規律，以期為不同跨度隧道的水平旋噴預支護結構參數(厚度、剛度)提供參考。

1 工程概況

如圖1為贛龍鐵路新考塘隧道DK268+040～DK268+265段平面示意，其中DK268+050～DK268+265段為南三龍鐵路與贛龍復線聯絡線道岔進隧道影響段，上行聯絡線與鐵路正線分岔間距為0～10.3 m，采用突變截面形式加寬，DK268+040～DK268+050為未加寬斷面。隧道埋深0～48 m，洞身上部處于全風化花崗巖中，下部處于強-微風化花崗巖中。

試驗獲得該段全風化花崗巖物理力學參數，密度1.75 g/cm3，內摩擦角29.8°，黏聚力12.99 kPa，滲透系數9.674×10-4cm/s，含水率21.8%。可以看出，該隧道圍巖的滲透系數較大，黏聚力小，隧道穩定程度較低。

圖1 隧道影響段平面示意

根據初步計算提出對該段(DK265+040～DK265+265)采用高壓水平旋噴注漿預支護方案：在拱部160°范圍內，上部軟巖區隧道輪廓線外，進行水平旋噴加固，樁徑為50 cm，相鄰加固體咬合厚度為10 cm，樁長27 m，環向間距35 cm，如圖2所示。

圖2 計算模型示意

2 模型建立

選取標準斷面(未加寬段面)以及加寬0.8、2、4、6、8、10.3 m斷面，共7處隧道斷面，建立二維模型。為了簡化計算模型，將旋噴樁拱設置為厚度為40 cm的實體拱殼結構(圖3)。隧道上部覆蓋巖體厚度取40 m，為消除邊界影響，底部巖體厚度取3倍隧道跨度，左右兩側巖體厚度取4倍隧道跨度。邊界條件：模型底面約束為水平及豎向位移，兩邊約束水平位移。

圖3 水平旋噴樁簡化示意(單位：cm)

計算斷面見圖4，斷面為四心圓，工況1跨度為12 m，工況2至工況7跨度依次為12.8、14、16、18、20、22.3 m。

圍巖力學參數取自工程勘測資料，并結合鐵路隧道設計規范要求及參考文獻[3-6]選取，圍巖、旋噴樁、襯砌的物理力學參數見表1。

表1 計算參數

圖4 隧道計算斷面(單位：m)

模擬分析中：①不考慮旋噴樁與土體的滑移；②采用全斷面開挖。模擬步驟為：(1)巖體地應力平衡→(2)施作拱部160°范圍40 cm旋噴樁殼體→(3)進行全斷面開挖(應力釋放系數0.7)→(4)施作噴射混凝土襯砌，厚度為30 cm(應力釋放系數0.3)。

3 結果分析

3.1 旋噴樁變形分析

不同跨度條件下旋噴樁拱頂、拱肩、拱腰、拱腳4處豎向變形及水平位移變化情況見圖5、圖6。

由圖5可知，隨著跨度的增大，旋噴樁拱腳處豎向變形最小，拱頂處最大，拱肩、拱腰處次之。分析圖5曲線的斜率變化發現，當隧道跨度<16 m時，拱頂、拱腳以及拱腰平均增長率分別為28.4%、25.9%和19.2%，當隧道跨度>16 m時，其增長率均超過35%。因此，可以認為水平旋噴樁的豎向變形曲線分為2個階段：當斷面跨度<16 m時，旋噴樁頂、肩、腰3處豎向變形曲線接近線性變化；當斷面跨度>16 m，豎向變形曲線斜率增大，變化趨勢不變。

圖5 旋噴樁豎向變形曲線

由圖6可以看出，隨著跨度的增大，拱肩及拱腰部分增長較為明顯，其中拱腰處向隧道臨空側偏移，拱肩、拱頂、拱腳處均向隧道內側偏移。變形情況與旋噴樁豎向變化趨勢一致。

注：正位移方向表示臨空側圖6 旋噴樁水平位移變化曲線

3.2 旋噴樁應力分析

為探究在不同跨度條件下旋噴樁應力變化情況，根據對稱原理，取旋噴樁右側部分，對圖7所示各點進行應力分析。

圖7 旋噴樁應力分析測點布置示意

3.2.1 最大主應力

不同跨度條件下，水平旋噴樁各測點最大主應力變化情況如圖8所示。由圖8可知：隨著隧道跨度的增大，水平旋噴樁D處最大主應力穩定；A、B處最大主應力由正減小為負，變化率有逐步增大趨勢，整體較緩；C和F處最大主應力由負增大為正，跨度大于16 m后，變化率有所加快；E處變化率最大，為68%，達到-4.76 MPa。

注：正值表示受拉，負值表示受壓圖8 各測點最大主應力隨斷面跨度變化情況

3.2.2 最小主應力

圖9為不同跨度條件下，水平旋噴樁各測點最小主應力變化情況。由圖9可以看出，隨著隧道跨度增大，水平旋噴樁B和D處較為穩定，受影響較小，其他部分與最大主應力變化情況一致。

說明，當隧道跨度在12～16 m時，水平旋噴樁拱頂部分內側受到拉應力作用，拱腰處以壓應力為主。隨著隧道跨度進一步增大，水平旋噴樁拱頂內側受到的拉應力逐步向拱腰處轉移，拱腰與拱腳之間壓應力迅速增大。

圖9 各測點最小主應力隨斷面跨度變化情況

3.3 旋噴樁等效塑性應變分析

選取部分具有代表性斷面，其水平旋噴樁等效塑性應變云圖如圖10所示。

由圖10可以看出，水平旋噴樁的等效塑性應變主要集中在旋噴樁上部一定范圍內。當隧道跨度為12 m時，塑性應變值較小，塑性應變范圍集中在旋噴樁頂部60°范圍內；當跨度<16 m，塑性應變范圍在旋噴樁頂部范圍增大。隨著隧道跨度增大，當隧道跨度>16 m時，旋噴樁拱腳兩側出現塑性應變區，區域進一步擴大。7種工況下旋噴樁塑性應變峰值變化見圖11。

圖10 旋噴樁等效塑性應變云圖

圖11 旋噴樁等效塑性應變對比曲線

隨著隧道跨度增大，水平旋噴樁塑性應變呈增大的趨勢，應變值最小為1.84，最大為6.34，在跨度<16 m，增長較緩，跨度>16 m后，塑性應變增長率迅速增大。

4 與實測數據對比

施工中對各加寬部分斷面進行了監測(加寬4 m和加寬8 m斷面沒有監測)。表2～表5分別為標準斷面(跨度12 m)及加寬2 m斷面(跨度14 m)、加寬6 m斷面(跨度18 m)、加寬10.3 m(跨度22.3 m)典型位置變形的實測與計算值對比情況。由于實測監測點布置于初襯上，承載過程中由于剛度差異以及施工影響，實測值稍大于計算值。

表2 標準斷面典型位置變形值 mm

表3 加寬2 m斷面典型位置變形值 mm

表4 加寬6 m斷面典型位置變形值 mm

表5 加寬10.3 m斷面典型位置變形值 mm

根據表中數據，跨度為12、14、18 m及22.3 m斷面旋噴樁拱頂、拱肩、拱腰、拱腳4處變形實測值與計算值差異呈規律性，且其整體趨勢接近，變化規律基本一致，因此，認為模擬計算基本合理，所得規律基本可信。

5 結論

結合新考塘隧道，研究分析了不同跨度隧道條件對水平旋噴樁變形、應力及塑性應變的影響，得到以下結論。

(1)不同跨度下，旋噴樁變形和常規隧道襯砌變形類似，即拱頂沉降，拱肩、拱腰、拱腳等處體現不同程度收斂，各點變形隨跨度增大而增長，當跨度大于某一值時(本算例為16 m)，增長速率加快，拱肩及拱腰位置尤其明顯。

(2)旋噴樁內力隨跨度變化顯著，當跨度較小(本案例12～16 m)時，拱頂內側受拉，而拱腰處受壓，當寬度增大，拱部拉應力區向拱腰處擴展，且拉應力極值增大，而拱腰與拱腳之間壓應力迅速增大。

(3)隨著隧道跨度不斷增大，水平旋噴樁等效塑性應變不斷增大，影響范圍自拱頂到拱腳呈擴大趨勢。

(4)隧道變形實測與旋噴樁變形計算基本一致，表明模擬計算基本合理，所得規律基本可信。

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