土石混合體地層樁承式隧道施工力學模擬分析

蔡成曦,姜志遠,殷永波,趙新,胡世興,靳曉光

1. 中鐵二十一局集團第五工程有限公司,重慶 402160;2. 重慶大學土木工程學院,重慶 400045

0 引言

近年來,在山地城市軌道交通建設中多遇到土石混合體這一類地質體。土石混合體相對松散,力學性質較復雜,對隧道的施工安全和運營后的長期穩定有較大影響。從土石混合體物理力學參數的角度考慮:劉新榮等[1]通過室內大型直剪試驗及顆粒離散元數值試驗,分析土石混合體顆粒間的作用規律和剪切強度的細觀機理;Charles等[2]對不同圍壓下壓實堆石的抗剪強度及變形特征進行試驗研究;Simoni等[3]對土石混合體進行三軸試驗并分析應力應變關系,認為土石混合體有明顯剪切膨脹性;Varadarajan等[4]采用三軸試驗分析2種土石混合體,發現土石混合體的剪切參數隨填料粒徑的增大而增大;羅亞瓊等[5]采用正交設計試驗方法進行考慮含水量和含石量等多因素、多水平影響的土石混合體大型直剪試驗,通過分析土石混合體剪切強度特性,提出抗剪強度準則,引入極差分析各因素對土石混合體的結構力學特性和摩阻角的影響規律;陳美婷等[6]采用大型直剪試驗儀研究土石混合體與結構接觸面的力學特性受結構接觸面粗糙度的影響,采用下移結構面法分析特定粗糙度下的剪切帶特性;楊忠平等[7]根據室內直剪試驗結果標定軟件PFC2D中的土石混合體模型細觀參數,模擬分析不同含石量的試樣在不同圍壓下的剪切特征;雪青華[8]基于室內剪切試驗,采用PFC2D分析土石混合料在不同含石率、法向壓力、塊石形狀及最大粒徑下的塊石破碎特征及剪切破壞特征。

從土石混合體工程施工的安全性和隧道結構的穩定性角度考慮:胡瑞林等[9]結合宏觀尺度和微觀尺度下的物理力學試驗與模擬,采用多尺度分析法研究土石混合體的強度、變形和滲透等特性及結構控制機理,分析含石量、塊石形狀、基質組分和土-石級配等關鍵結構因子的制約規律,探討土石混合體強度變形特征的隨機性;王琳[10]將軟件MATLAB與FLAC2D結合模擬土石混合體三軸試驗,將土石混合體的物理力學參數應用于工程分析;羅祺月[11]在深回填土區暗挖隧道工程中綜合采用理論分析、現場監測和數值模擬等方法,分析土石混合體地層中隧道開挖引起的圍巖應力和變形變化規律,研究不同隧道埋深、含石量、開挖方式和支護方式對隧道穩定性的影響;王凱[12]針對國道G314公格爾隧道兩端口段圍巖為土石混合體地層的工程特點,考慮含石率和粗糙度等因素,采用現場原位試驗分析土石混合體的力學性質,將數值模擬和現場監測結合分析隧道土石混合體圍巖的穩定性;楊波等[13]采用PFC2D對土石混合體塊石結構、隧道襯砌及基坑支護結構進行高精細度建模并模擬施工過程,研究土石混合體地層中基坑開挖對既有隧道的影響規律;劉康琦等[14]基于強度折減法,采用軟件FLAC3D研究土體的蠕變特征,分析蠕變參數對土石混合體邊坡變形及穩定性的影響;宋上明[15]根據室內試驗結果對某市的土石混合體提出以含水率和含石量為指標的分類方法及適用于該地區回填土圍巖分級的指標和方法。

目前關于土石混合體的研究中較少關注樁承式隧道在土石混合體圍巖下的施工力學特征及穩定性分析。本文采用FLAC3D進行數值建模和分析,研究土石混合體在預注漿加固后樁承式隧道開挖變形穩定階段的受力變形特征和破壞模式,及樁基礎作業完成后二次襯砌及樁基的受力變形規律,以期為隧道安全施工提供數據支持。

1 工程簡介

依托工程隧道局部縱斷面如圖1所示。沿線地面高程為235.0～247.0 m,土層厚約11.5～56.0 m,主要成分為素填土;隧道拱頂填土厚17.3～34.1 m,隧道底板至基巖填土厚0～18.5 m,隧道成洞條件極差,無支撐時易發生大規模坍塌。隧道下部填土存在差異沉降、地下水作用及較陡的巖土分界面,整個土石混合回填土區存在蠕動趨勢,對隧道的安全施工及長期穩定十分不利。土石混合體呈褐灰色,主要成分為黏性土,夾雜有砂巖、砂質泥巖碎塊石,含石量為20%～40%,碎塊最大粒徑約為0.400 m,填土整體略密實,輕微濕潤,剪切波速為158～170 m/s,堆填約5～10 a,為中軟土。

圖1 隧道局部縱斷面示意圖

2 模擬分析方案

單位:m。 圖2 簡化隧道斷面示意圖

2.1 模型幾何尺寸

參照圖1選取斷面,分析土石混合回填土區樁承式隧道的施工力學特征和穩定性,未考慮隧道間的相互影響,簡化隧道圍巖。隧道開挖將引起周圍巖土體的應力重分布,應力擾動主要分布在隧道周邊1.5D(D為隧道直徑)的范圍內[16]。取隧道周邊1.4D的范圍作為核心區,注漿區為隧道周邊3.0 m范圍,土石混合體區為隧道周邊8.0 m范圍。為統一樁承式隧道底部樁基礎生成方式,以核心區下邊界為基巖面,簡化后如圖2所示。

模型寬108.0 m,高74.0 m,隧道埋深約27.0 m,隧道高、寬約為8.6 m,根據設計文件,注漿區為開挖輪廓線外3.0 m范圍,開挖輪廓線底部距基巖8.0 m,樁基嵌入巖層2.5 m。隧道臨界高度為23.4 m,小于隧道埋深27.0 m,屬于深埋隧道,壓力拱拱腳相距16.0 m,壓力拱拱高10.0 m。

2.2 施工步序

采用預留核心土二臺階法開挖隧道,實際施工步序大致分為4個階段:第1階段,預注漿及預支護;第2階段,開挖隧道上臺階并及時支護;第3階段,開挖隧道下臺階并及時支護;第4階段,樁基及二次襯砌施工。

主要分析土石混合體預注漿后隧道開挖、初期支護完成時的隧道穩定性,樁基礎及二次襯砌施作后的隧道圍巖、襯砌和樁基礎的受力變形規律及破壞特征。簡化隧道施工步序為注漿預加固→隧道開挖→初期支護→樁基礎施工→二次襯砌,初期支護厚0.6 m,采用注漿區加厚方式,模型注漿區厚3.0 m。

2.3 建模

根據地質勘測、設計資料和試驗結果可知,施工材料的物理力學參數[17]如表1所示。

表1 施工材料的物理力學參數

根據圖2信息,采用軟件MIDAS GTS建立巖土隧道的有限差分模型,如圖3所示。采用FLAC3D計算,將所有單元重新編號后導出文件進行格式轉換,鎖定前、后、左、右及底面單元法向位移后,計算自重應力下的平衡,輸入注漿區參數,刪除中部開挖區進行分析。采用噴錨暗挖法施工的隧道,需在收斂位移達到總收斂位移的80%后施作二次襯砌[16]。模擬施工時,需刪除開挖區單元,監控拱頂位移,當拱頂位移達到最終收斂位移的80%時激活樁基及二次襯砌,更改樁基及二次襯砌的屬性為C40混凝土彈性本構模型,并分割樁單元與圍巖單元,在樁基礎與圍巖間設置接觸面,摩擦角為40°,清除二次襯砌及樁基礎的原始位移,進行施工過程的數值模擬計算。

a)正視圖 b)側視圖 圖3 隧道的有限差分模型

3 隧道破壞特征分析

3.1 注漿區強度折減

在有限差分法分析中,采用等比例強度折減法進行注漿區強度折減,即內聚力c、內摩擦角φ分別除以相同的折減系數,分析注漿區的強度安全系數。

根據2.3節的建模思路,進行注漿區強度折減計算并分析結果,以平均不平衡力達到穩定狀態為計算停止條件,認為隧道某一關鍵監測點位移發生突變時的折減系數為強度安全系數,以塑性區隨強度折減系數Fr的發展情況為依據分析隧道可能的破壞特征。

3.2 安全系數分析

在其他條件相同、僅Fr不同時,計算注漿加固隧道開挖變形穩定后的位移。在不同Fr下,監測點位移的變化情況如圖4所示。由圖4可知:Fr<1.7時,隧道拱頂沉降、底部隆起及水平收斂隨Fr的增大而變化較均勻、平緩;Fr>1.7時,各變形的增幅明顯變大,因此認為隧道的安全系數為1.7。Fr=1.7時,注漿加固隧道開挖變形的總位移云圖如圖5所示。由圖5可知:注漿開挖至模型收斂后隧道保持穩定,開挖引起的地表沉降變化較平緩。

圖4 監測點位移隨Fr的變化曲線 圖5 Fr=1.7時的總位移云圖

3.3 基于強度折減法的破壞特征分析

不同折減系數Fr下注漿區的塑性區演變過程如圖6所示。

a) Fr=1.0 b) Fr=1.2 c) Fr=1.4 d) Fr=1.6 e) Fr=1.7 f) Fr=1.8 g) Fr=1.9 h) Fr=2.0圖6 不同Fr下注漿區塑性區的演變過程

由圖6可知:1)塑性區首先出現在拱腰內側,隨Fr的增大,拱腰塑性區逐漸向外側發展,直至貫通整個橫截面。2)塑性區貫通拱腰后繼續向隧道頂部及底部發展,Fr=1.6時,塑性區剛好貫通整個縱截面;Fr>1.6后,塑性區繼續發展;Fr=1.7時,有限差分模型收斂后注漿區頂部內側的大面積區域為塑性狀態,外側少部分為塑性狀態,注漿區頂部結構完整度較好,可承受荷載;Fr>1.7后,注漿區拱腰大部分區域進入塑性區,變形增大,與圍巖產生應力重分配后釋放部分應力,進入應力卸載階段,但實際施工時注漿區拱腰區域喪失黏聚力,易產生局部脫落,隧道可能已被破壞。

4 樁承式隧道圍巖及襯砌受力變形特征

4.1 圍巖變形

通過有限差分模型計算可知,隧道二次襯砌施作時拱頂沉降為38.7 mm,拱腰水平收斂為33.0 mm,地表最大沉降為21.0 mm。分析斷面的實際監測位移隨時間變化的情況,如圖7所示。根據隧道斷面和施工過程,選擇數值計算中的關鍵監測點,其位移隨施工進程的變化如圖8所示。

圖7 斷面實際監測位移隨時間變化 圖8 數值計算關鍵監測點位移隨施工進程變化曲線

由圖7可知:隧道拱頂沉降、水平收斂累計位移均為28.7 mm,地表沉降為23.2 mm;隧道周邊凈空變形計算結果比監測結果大,誤差為4.3～11.0 mm,原因是監測點埋設有一定滯后性;地表沉降計算結果與監測結果接近,誤差為2.2 mm,說明數值模擬結果準確。

由圖8可知:隧道開挖后注漿區頂部和底部迅速產生較大變形,收斂位移快速達到最終收斂位移的80%,變化較快,隧道還未趨于穩定;計算至千步時達到二次襯砌施作條件,施作二次襯砌后位移增大迅速趨緩,隧道趨于穩定,施作二次襯砌后可有效減少拱頂沉降和地表沉降。

因此,土石混合體地層中預注漿隧道開挖至穩定的過程可分為迅速變形階段、緩慢變形階段和變形穩定階段等3個階段:在迅速變形階段,隧道開挖后各部分迅速產生變形,隧道開挖產生的荷載主要由注漿加固體承擔,圍巖壓力拱開始形成,但未發揮明顯承載作用,水平收斂、底板隆起達到最大位移即表示此階段結束;在緩慢變形階段,水平收斂及底板隆起略減,地表及拱頂沉降速率減小,圍巖壓力拱發揮較大承載作用,與注漿加固體進行應力重分配,隧道變形趨于穩定,實際工程中常在此階段施作二次襯砌;在變形穩定階段,隧道各部分基本穩定,位移無明顯變化。

4.2 圍巖應力

施做樁基后,有樁基支撐的隧道底部圍巖應力減小,隧道施工對底部圍巖應力影響范圍約為洞高的4倍,頂部影響范圍約為洞高的2倍,對原有地應力場的影響明顯小于隧道未施做樁基時。

注漿區底部和頂部的豎向應力均較小:注漿區底部的豎向應力約為-50 kPa,底部對二次襯砌底部的支撐作用較小;注漿區頂部豎向應力約為-90 kPa,略大于底部。

4.3 二次襯砌及樁基

4.3.1 位移

采用有限差分法分析二次襯砌及樁基的豎向位移,如圖9所示。由圖9可知:二次襯砌及樁基整體向下沉降,二次襯砌頂部的沉降約為2.00 mm,底部的豎向沉降約為0.85 mm,拱腳的豎向沉降約為1.40 mm,二次襯砌拱腰的水平收斂為-0.30 mm,二次襯砌的整體位移較小。

圖9 二次襯砌及樁基的豎向位移云圖

二次襯砌的局部變形特征為:二次襯砌拱頂產生沉降,底部正中相對拱腳發生微弱隆起,拱腰向隧道外側產生水平位移。因二次襯砌拱腳傳遞的彎矩及隧道底部圍巖隆起引起變形,隧道底板中部隆起,且樁基頂部與二次襯砌剛性連接,因此樁基上部產生微弱彎曲。樁基底部樁身的方向因基巖作用而逐漸變為豎向,樁基整體沉降,但位移較小,最大位移為1.20 mm,嵌入基巖處的樁身位移為0.30 mm,樁基的豎向位移隨埋深的增大而減小。

4.3.2 應力

二次襯砌頂部、拱腰及底部中心截面均表現為壓彎構件的應力特征,二次襯砌頂部內側、底部內側出現受拉區,但所受拉力未超過鋼筋混凝土材料的設計抗拉強度[18]。

根據壓彎梁的受力特征分析可知:單位長度的二次襯砌結構中,拱腰所受平均豎向壓應力約為0.770 MPa,彎矩約為65 kN·m;拱頂所受平均水平壓應力約為0,彎矩約為97 kN·m;底部所受水平壓應力約為0.125 MPa,彎矩約為72 kN·m。

采用有限差分法分析二次襯砌的主應力,如圖10所示。由圖10可知:拱頂內側出現最大拉應力為0.80 MPa,拱腰出現最大壓應力為2.50 MPa,均處于二次襯砌混凝土的容許應力范圍[18]。

a)最小主應力 b)最大主應力圖10 二次襯砌的主應力云圖

采用有限差分法分析二次襯砌7 m截面處的最小主應力,此截面正下方有樁基,如圖11所示。由圖11可知:樁基位置靠近二次襯砌拱腳,大部分豎向應力直接從二次襯砌的拱腰傳至樁基,對二次襯砌底板無較大影響。采用有限差分法分析樁基豎向應力,如圖12所示。由圖12可知:樁基平均豎向應力為2.8 MPa,最大豎向應力為3.6 MPa,遠小于C40混凝土的設計抗壓強度[18]。在實際工程中,樁身周圍有土體環繞,樁身整體失穩的可能性較小。樁身底部嵌巖部分與基巖連接緊密,應力迅速傳遞至基巖。

5 結論

1)土石混合體地層中預注漿樁承式隧道塑性區首先出現在注漿區拱腰內側并逐漸向外側發展,直至貫通整個截面,最后向注漿區頂部及底部發展,注漿區拱腰的大部分區域都進入塑性狀態,易產生局部脫落,破壞方式均為剪切破壞。預注漿隧道的安全系數為1.7,超過1.7后隧道各處變形迅速增大。

2)預注漿加固隧道開挖至圍巖變形穩定可分為迅速變形階段、緩慢變形階段和變形穩定階段等3個階段,劃分依據分別為水平收斂達到最大位移、各項變形趨于穩定和位移無明顯變化。在變形的不同階段圍巖壓力拱發揮不同的承載作用。

3)施作二次襯砌后隧道拱腰上方圍巖向隧道內變形的趨勢明顯減弱,其他區域無明顯改變,二次襯砌可有效減小地表沉降,注漿區位移略減,拱腰水平收斂位移略增。二次襯砌變形特征為整體沉降,局部變形特征為拱頂沉降,底部正中相對拱腳隆起,拱腰向隧道外側產生水平位移;樁基上部產生微弱彎曲,樁基底部因基巖嵌固作用,樁身方向逐漸變為豎向;最大豎向樁基應力為3.6 MPa,遠小于C40混凝土的設計抗壓強度。