深埋風積沙隧道施工工法及圍巖變形特征研究

王志杰,吳 凡,王 李,王如磊,高靖遙

(西南交通大學交通隧道工程教育部重點實驗室,成都 610031)

引言

風積沙是我國西部地區工程建設中較常遇到的特殊圍巖,其具有結構碎散、抗剪能力弱、自穩能力差、在外力作用或擾動下極易發生破壞等特點[1]。隨著我國交通基礎建設的不斷推進,在隧道修建過程中難免會遇到風積沙地層,在施工現場則時常出現諸如洞周位移過大以及初支大變形等問題,這給工程建設進度和安全性帶來極大的困難[2-4]。

由于風積沙地層的特殊性,引起了國內眾多學者進行研究。鄭萬坤等[5]對風積沙隧道進行三維數值模擬分析,通過計算分析了隧道開挖的荷載釋放來確定各施工步驟對圍巖變形控制的影響。仇玉良等[6]采用三維數值模擬和現場監測的手段,對風積沙地層大跨公路隧道超前支護效果、工法參數優化、圍巖壓力釋放和沉降發展規律進行了分析。劉玉杰[7]利用離散元軟件對風積沙隧道的受力特性及破壞機制進行了研究。晏啟祥等[8]對風積沙隧道塌方風險源因素進行識別,結合神木一號風積沙隧道的具體特點,對其塌方風險進行了評價。張勝[9]依托新響沙灣隧道,介紹了該風積沙地段施工的工藝、方法及輔助施工措施等。黃瑞,王柱[10]針對風積沙隧道地層失穩快,坍塌風險大,初期支護變形速率高等特點,對隧道開挖及支護方案進行了論述。董長松等[11]以榆神高速神木1號隧道工程為依托,對不同施工方案的沉降控制效果、施工技術難度和施工周期等進行對比研究。樊康佳[12]依托脫土山隧道,研究了基于地表豎直旋噴樁加固條件下的淺埋風積沙隧道支護結構受力性狀。豆世康[13]研究了駱駝場隧道風積沙地層段施工技術,優化了三臺階預留核心土的工法。王雪霽等[14]分析了水平旋噴樁和豎直旋噴樁兩種旋噴樁方法在風積沙隧道中的加固作用。王勇[15]介紹了旋噴樁對風積沙層進行預加固的施工技術,包括加固機理、注漿參數、施工工藝及注意事項。

綜觀上述研究成果,其主要集中于風積沙隧道的施工參數和風險特征等方面,而對風積沙地層隧道適宜工法比選研究還尚顯不足。鑒于此,以王家灣隧道穿越風積沙段為工程依托,通過室內基本物理性能試驗確定土層參數,采用有限元差分軟件FLAC3D模擬分析三臺階法、三臺階臨時仰拱法、 三臺階七步法、CD法以及雙側壁導坑法5種工法在風積沙地層大斷面隧道施工中的適宜性,比較分析有無水平旋噴樁加固兩種情況,得出水平旋噴樁對于圍巖變形及塑性區發展的影響,探究適用于深埋風積沙地層大斷面隧道的施工工法。研究成果對明確深埋大斷面風積沙隧道水平旋噴樁作用效果以及工法選取具有重要的參考意義。

1 工程概況

新建蒙華鐵路王家灣隧道為大斷面重載鐵路隧道,位于陜西省延安市安塞縣王家灣鄉,隧道最大埋深約220 m,設計速度為120 km/h,進口里程DK266+945,出口里程DK274+233,全長7 288 m。其中 DK270+380～DK270+735整體穿越風積沙地段,屬于Ⅵ級圍巖,經過現場踏勘,DK270+490掌子面實際揭示地層為沖洪積細砂層。現場開挖后極易坍塌,偶有出現拱頂沉降過大的情況,嚴重威脅施工安全。

2 模型建立和計算參數

2.1 模型建立

利用有限差分軟件FLAC3D分析不同施工方法對隧道圍巖變形的影響[16-17],依據王家灣隧道設計資料進行建模計算。隧道計算模型如圖1所示。隧道洞跨為12 m,高為11.6 m,穿越風積沙段埋深60 m。為降低邊界效應,根據圣維南原理,模型的邊界取隧道洞徑的3～5倍,最終確定為左右兩側各取約3.88倍洞徑,下側取約為3.88倍洞徑。模型四周采用水平位移約束,底面完全約束,地表為自由邊界。模型僅考慮自重應力,圍巖和水平旋噴樁加固地層設置為Mohr-Coulomb彈塑性,支護結構則采用彈性模型。水平旋噴樁則簡化為沿上半部分洞周分布的1.5 m厚加固區。

圖1 隧道計算模型

圖3 施工工法及工序示意

2.2 計算參數

本次研究的風積沙地層為全風化風積沙。風積沙作為一種典型的砂性土,其黏聚力低、自穩能力差,物理力學特性與黏粒含量及含水率有明顯關系。王家灣隧道所穿越風積沙地層夾雜少量黃土,含水量較地表、淺埋風積沙高。為了明確該種條件下圍巖物理力學參數,課題組在現場試驗段取土進行室內物理力學試驗,主要包括顆粒密度試驗、固結試驗,直剪試驗等,從而測得其重度、壓縮模量、黏聚力和內摩擦角。試驗過程如圖2所示。

圖2 室內試驗

對于水平旋噴樁加固地層,通過對水平旋噴樁強度測定,類比前人對其特性的研究成果[18-19]以及其他相關文獻,同時考慮風積沙本身所具有的基本物理性能,確定所需參數。采用三維彈塑性分析,圍巖和水平旋噴樁加固地層采用摩爾-庫侖模型。支護結構采用彈性模型。具體物理力學參數見表1。等效公式如下

EC=E0+ASES/AC

(1)

式中EC——折算等效彈性模量；

E0——噴射混凝土彈性模量；

ES——鋼拱架彈性模量；

AS——鋼拱架截面積；

AC——混凝土面積。

表1 計算力學參數

2.3 模擬方案及量測項目

結合大斷面風積沙隧道的現場地質資料以及施工條件等,采用目前常用的5種工法[20-21]進行模擬開挖,具體工法及所對應的開挖工序見圖3。開挖過程中每次循環進尺為3 m,水平旋噴樁加固縱向范圍為15 m。

在有、無水平旋噴樁加固兩種工況下,分別記錄隧道Y=15 m處斷面的拱頂沉降、拱腰水平位移以及拱腳豎向和水平位移,得出隧道在不同開挖工法情況下的圍巖變形時程曲線。不僅可以確定不同工法在風積沙地層隧道中的適用性,還能比較得出不設水平旋噴樁和設置水平旋噴樁兩種工況的差異性,進而驗證水平旋噴樁加固對風積沙隧道圍巖變形的控制效果。

3 數值模擬結果及變形特征分析

3.1 無水平旋噴樁加固

對于無水平旋噴樁加固時,繪制時程曲線,拱頂下沉、拱腳豎向位移如圖4所示,正值表示圍巖向上變形,負值表示圍巖向下變形。為了區分隧道左右兩側拱腳豎向位移值,人為地將左側拱腳豎向位移設定為負值,右側拱腳豎向位移設定為正值。拱腰水平收斂、拱腳水平位移如圖5所示,正值表示圍巖向右變形,負值表示圍巖向左變形。

5種工法在對圍巖變形的控制效果分別不同,為方便比較,以各變形值與三臺階工法的變形值之比表示,見表2。

圖4 Y=15 m斷面豎向位移時程曲線

圖5 Y=15 m斷面水平位移時程曲線

表2 不同工法控制效果

由圖4、圖5、表2可以得出。

(1)監測斷面圍巖變形在距最先行掌子面1.25～1.67倍洞徑間穩定；圍巖豎向位移大于水平位移； 5種工法均為分部開挖,由圖4 (b)和圖5(b)對比可知,較豎向位移,圍巖水平收斂對開挖部位較為敏感,先開挖部分圍巖的同時較早施加支護,則圍巖水平位移較早穩定且變形較小。

(2)雙側壁導坑法由于設立兩個臨時支護,對圍巖豎向和水平變形的控制效果均最好； CD法由于臨時支護的設立,可以有效控制洞周圍巖豎向位移；三臺階臨時仰拱法由于橫撐的設立,可以有效控制洞周圍巖水平位移,并且限制了拱腳處的豎向位移,能夠充分保證洞室的穩定性；三臺階七步法由于開挖面積的減少以及保留核心土,可以減小位移變形,但由于風積沙地層自穩能力較差,且開挖工序繁雜導致對圍巖二次擾動更大,不利于圍巖變形控制,實際應用效果較差。

(3)在未采用水平旋噴樁加固圍巖的情況下,雙側壁導坑法最適用于深埋大斷面風積沙隧道,可將拱頂沉降控制到三臺階法的71%,拱腰水平收斂控制到32%,拱腳豎向位移控制到50%,拱腳水平位移控制到63%。但圍巖變形值除拱墻水平位移外均超過50 mm,尤其是拱頂沉降最為顯著,故其控制效果仍然不能滿足變形要求。

3.2 水平旋噴樁加固效果分析

對于水平旋噴樁加固地層時,拱頂沉降、拱腳豎向位移如圖6所示。拱腰水平收斂、拱腳水平位移如圖7所示。

圖6 Y=15 m斷面豎向位移時程曲線

圖7 Y=15 m斷面水平位移時程曲線

采用水平旋噴樁加固之后,圍巖整體變形相應減少,與無水平旋噴樁各變形值之比見表3。

表3 水平旋噴樁控制效果

由圖6～圖7及表3可以得出如下結論。

(1)采用水平旋噴樁加固地層后,拱頂沉降曲線變得較為平滑,且累計沉降量降低至無水平旋噴樁工況的30%左右,說明水平旋噴樁加固能夠同時控制拱頂變形速率和沉降量。

(2)各測點變形規律和無水平旋噴樁加固時類似,對工法變化的敏感程度沒有較大改變。監測斷面圍巖變形在距最先行掌子面20～30 m間基本穩定,即在掌子面開挖遠離至1.67～2.5倍洞徑后穩定,相對無水平旋噴樁距離更長,說明圍巖變形速率得到緩解。

(3)從表3可以看出,針對隧道斷面不同位置,水平旋噴樁對拱頂沉降和拱腰水平收斂有顯著的控制效果,但對拱腳處變形控制效果較差,說明水平旋噴樁影響區域主要為洞周上半部分,而對下半部分尤其是仰拱處影響很小；針對不同施工工法,水平旋噴樁對三臺階法及三臺階加臨時仰拱法綜合影響較大,對其余工法較小。說明水平旋噴樁在三臺階七步法、CD法和雙側壁導坑法對圍巖變形的控制作用不明顯,三臺階法及三臺階臨時仰拱法適合與水平旋噴樁配合使用。

(4)采用水平旋噴樁加固后,從圍巖變形方面,三臺階加臨時仰拱法和雙側壁導坑法均為較適合的工法,但在工序復雜程度和水平旋噴樁加固效果方面,三臺階加臨時仰拱法有很大優勢,于是成為該種工況下最適合于深埋大斷面風積沙隧道的工法,其除拱腳豎向位移為87 mm外,其余位置位移均控制在50 mm以內。模型未考慮鎖腳錨桿,實際施工中在合理施加鎖腳錨桿后可較好地控制拱腳豎向變形。

3.3 圍巖塑性區分析

三臺階加臨時仰拱法為深埋大斷面風積沙隧道在水平旋噴樁加固情況下最適用的施工方法,研究此種工法在有、無水平旋噴樁兩種工況時塑性區發展規律及范圍,從而比較出圍巖變形規律和水平旋噴樁對塑性區發展的影響。選取塑性區發展較為典型的5個工序記錄其發展情況,見表4。

由表4可以得出如下結論。

(1)無水平旋噴樁時,上臺階土體后,掌子面范圍內拱頂和邊墻位置均產生剪切塑性區,中臺階土體頂部產生抗拉塑性區,拱頂部位塑性區范圍較深；隨著中臺階土體開挖,拱頂塑性區范圍基本不變,邊墻塑性區向下、向深處發展；下臺階土體開挖后,邊墻塑性區繼續發展,拱底及拱腳塑性區產生并迅速發展,與之前產生的塑性區封閉成環,拱肩處部分位置塑性區深度較小；之后,塑性區基本穩定,開挖仰拱土體和拆除臨時橫撐并不產生新的塑性區。

(2)有水平旋噴樁時,上臺階土體開挖后,拱腳處首先產生剪切塑性區,拱頂及邊墻無塑性區,中臺階土體頂部產生抗拉塑性區；中臺階土體開挖后,拱腳處塑性區沿著洞周向兩邊擴展,并向深處擴展；下臺階土體開挖后,原先的塑性區繼續發展,但發展較慢,拱底產生塑性區且發展迅速；仰拱土體開挖后,拱腳及拱底塑性區緩慢發展并連為整體；之后塑性區穩定,拆除臨時橫撐并不產生新的塑性區。最終,同未加固時一樣,拱腳處塑性區最深。

(3)水平旋噴樁的加固作用使上半部分圍巖性能加強,不會產生塑性區,較為薄弱的地方從拱頂和邊墻轉移到拱腳,由于拱腳部位較為軟弱,塑性區從拱腳向兩側發展。

(4)兩種工況下半部分圍巖塑性區基本完全相同,但前者開挖下臺階后塑性區便成環穩定,后者塑性區開挖仰拱后才穩定,說明水平旋噴樁加固不能減少未加固到的圍巖的塑性區發展范圍及深度,但是能夠減緩其發展速率,從而減緩圍巖變形速率。

表4 塑性區發展

4 現場實測數據

王家灣隧道DK270+480～DK270+500里程段主要穿越風積沙地層(埋深約為60 m),且采用三臺階加臨時仰拱法開挖,預加固方式為水平旋噴樁。課題組以此為試驗段對隧道拱頂沉降以及水平收斂進行現場監測。最后選取典型斷面監控量測數據，繪制拱頂下沉和水平收斂曲線,見圖8。

圖8 DK270+490處監測值

對于最終穩定值,現場實測數據與數值模擬有相同趨勢,只是數值稍大,以拱頂沉降為例,數值模擬結果為38.46 mm,現場實測值為52.32 mm。其差距主要是由于數值模擬參數取值以及現場誤差引起,但相比相同案例差距較小,可以說明數值模擬結果可靠,能夠準確反映隧道在施工中的圍巖變形規律。拱頂下沉和水平收斂約2個月后趨于穩定,穩定時間與施工情況相關,但可以看出水平旋噴樁加固情況下,三臺階加臨時仰拱法可以有效控制圍巖變形。

5 結論

基于蒙華鐵路王家灣隧道穿越風積沙段設計資料,通過室內試驗得到相關參數,采用數值模擬的方法,根據有、無水平旋噴樁加固兩種工況的計算結果，分析比較圍巖變形和塑性區發展,從而探究采用不同工法時的圍巖變形特征和水平旋噴樁加固效果,主要得出以下結論。

(1)在無水平旋噴樁加固圍巖的情況下,雙側壁導坑法最適用于大斷面深埋風積沙隧道,可將變形控制到三臺階法的50%,但其控制效果仍然不能滿足變形要求,尤其是拱頂下沉方面。

(2)采用水平旋噴樁加固后,三臺階加臨時仰拱法最適合于大斷面深埋風積沙隧道,圍巖變形除拱腳豎向位移以外均能被控制到50 mm以內。實際施工中需要合理施加鎖腳錨桿,便可較好地控制拱腳豎向變形。

(3)對于上半部分圍巖,水平旋噴樁的加固作用使其自承能力加強,上半部分圍巖變形顯著減少,同時變形速率降低,并且不會產生塑性區；較為薄弱的地方從拱頂和邊墻轉移到拱腳,塑性區從拱腳向兩側發展。

(4)對于下半部分圍巖,水平旋噴樁加固不能減少未加固到的圍巖的塑性區發展范圍及深度,所以并不能明顯減小圍巖變形大小,但是能夠減緩塑性區發展速率,從而減緩圍巖變形速率。施工中仰拱要緊跟,支護及時成環,從而限制變形發展。