唐國軍, 覃楨杰, 馬少坤, 李卓峰*, 李金梅

(1.廣西交通設(shè)計集團有限公司, 廣西 南寧 530029；2.廣西大學(xué) 土木建筑工程學(xué)院, 廣西 南寧 530004)

0 引言

近年來,隨著國家基建事業(yè)的迅捷發(fā)展,高速公路修建熱潮已輻射到地形復(fù)雜的西南地區(qū),山區(qū)公路隧道工程建設(shè)進(jìn)入了快速發(fā)展階段[1],同時西南部云、黔、桂和川、鄂、湘部分地區(qū)巖溶十分發(fā)育,巖溶區(qū)公路隧道的巖溶災(zāi)害時有發(fā)生,種類甚多,大多會對隧道建設(shè)造成巨大的經(jīng)濟損失,甚至導(dǎo)致產(chǎn)生災(zāi)難性的后果。

隧道洞身段巖溶發(fā)育且富含黏土填充物,對于巖溶區(qū)隧道來說是一種常見的地質(zhì)災(zāi)害[2-3],隧道施工穿越該類地段時,施作初期支護后易出現(xiàn)大變形的情況,若處置不當(dāng)則會誘發(fā)塌方及地表塌陷等嚴(yán)重問題。目前關(guān)于隧道圍巖大變形的問題已有較多研究[4-9],其中圍巖條件是影響隧道變形的關(guān)鍵因素之一。王志杰等[10]通過現(xiàn)場測試手段研究土砂互層隧道發(fā)生圍巖大變形時的應(yīng)力狀態(tài),指出地層差異引起的應(yīng)力集中與施工措施缺乏針對性是導(dǎo)致大變形產(chǎn)生的主要原因,采用長鋼管注漿及格柵鋼架換拱的手段可以起到良好變形控制效果。趙志剛等[11]通過現(xiàn)場測試和數(shù)值模擬手段分析表明注漿加固可以有效控制黃土隧道圍巖大變形。李玉平等[12]通過模擬數(shù)值計算證明了炭質(zhì)板巖隧道采用錨桿加固圍巖松動圈具有可行性。李磊等[13]研究了高地應(yīng)力下陡傾層狀千枚巖小凈距隧道的大變形機理,提出調(diào)整施工工序的大變形控制方案。王睿等[14]通過理論推導(dǎo)與現(xiàn)場測試的手段對軟巖大變形隧道系統(tǒng)錨桿參數(shù)取值進(jìn)行了優(yōu)化。劉志春等[15]根據(jù)現(xiàn)場測試與數(shù)值模擬手段提出了在軟巖大變形隧道中以隧道極限位移值為基礎(chǔ)判斷隧道二襯施作時機的方法。由于隧道圍巖大變形受圍巖條件影響顯著,不同情況下處置重點有較大差異,因此對于穿越填充黏土的巖溶區(qū)隧道圍巖受力變形特征、處置控制措施、支護與圍巖變形的相互作用機理等缺乏一定的研究。

三江至柳州高速公路大塘隧道的溶洞發(fā)育范圍貫穿整個隧道洞身,屬于典型的巖溶區(qū)隧道,施工開挖過程中發(fā)生初期支護大變形,經(jīng)過換拱得到有效控制。研究該隧道大變形圍巖壓力及換拱前后初期支護結(jié)構(gòu)和二襯的應(yīng)力、應(yīng)變情況,對今后隧道穿越巖溶發(fā)育且黏土填充地段時處置大變形災(zāi)害具有一定的指導(dǎo)和借鑒意義。

1 工程概況

大塘隧道位于三江至柳州高速公路柳城縣縣城附近,隧道設(shè)計為雙洞分離式隧道,左線長970 m,右線長960 m,左、右線起訖樁號分別為JK139+370～JK140+340、IK139+360～I(xiàn)K140+320,設(shè)計高程在146～170 m,最大埋深280 m。隧道施工過程中先后遇到尺寸不一的溶洞30余個,其中左洞JK139+485～JK139+555段,埋深為32～35 m,巖溶強烈發(fā)育,多發(fā)育溶蝕裂隙、溶洞,溶洞空間形態(tài)多呈漏斗狀,巖體較破碎到較完整,充填物主要為軟塑狀黏土,如圖1所示。左洞JK139+485～JK139+555段施工期間發(fā)生大變形,導(dǎo)致嚴(yán)重侵限的病害,如圖2所示。

2015年3月31日,掌子面由大樁號方向開挖至JK139+540,上部揭露為黑色黏土,拱頂向下約3 m部分充填軟塑性黏土,兩拱腳處冒水,4月27日掌子面開挖至JK139+530,揭露溶洞填充物松散狀黑色黏土,下臺階以軟塑狀黃色黏土為主,隧道底板松軟,拱部及拱腳位置滲水嚴(yán)重,5月9日,JK139+540～JK139+534段初期支護下沉收斂,出現(xiàn)裂縫,開挖至JK139+510,隧道仍在溶洞范圍內(nèi),業(yè)主組織進(jìn)行安全討論后決定封閉掌子面,然后從左洞進(jìn)口端反方向施工開挖,11月份開挖至封閉段后對大變形病害進(jìn)行治理,處置措施為鋼管樁加固基底防止拱腳下沉,超前注漿提升圍巖力學(xué)參數(shù),增加初支及二襯的厚度以確保結(jié)構(gòu)強度,具體處置方案見表1和圖3所示。

圖1 軟塑狀黏土填充物

圖2 大變形(試驗段隧道)

表1 大塘隧道左洞JK139+485～JK139+555段施工情況Tab.1 Construction of left line JK139+485～JK139+555 of Datang tunnel

圖3 大塘隧道左隧道JK139+485～JK139+555工程處理Fig.3 Treatment of Datang left tunnel at JK139+485～JK139+555

2 現(xiàn)場測試

2.1 測試方案

為了研究大變形條件下?lián)Q拱后受力規(guī)律,在左洞JK139+485～JK139+555大變形段中選取JK139+534、JK139+538、JK139+542作為3個典型的斷面,對圍巖壓力、錨桿軸力、二襯混凝土應(yīng)變、二襯鋼筋應(yīng)力進(jìn)行詳細(xì)監(jiān)測,具體監(jiān)測斷面位置如圖3所示。圍巖壓力采用土壓力盒監(jiān)測,量程為1.0 MPa；錨桿軸力采用測力錨桿監(jiān)測,量程為-40～80 kN；二襯混凝土應(yīng)變采用混凝土應(yīng)變計監(jiān)測；二襯鋼筋應(yīng)力采用鋼筋應(yīng)力計監(jiān)測,量程為-40～80 kN。監(jiān)測頻次均為每2 d一次。

每個典型斷面的土壓力盒、混凝土應(yīng)變計、二襯鋼筋應(yīng)力計、測力錨桿的布置位置如圖4所示。根據(jù)圍巖形態(tài)分布規(guī)律和擬監(jiān)測值的分布特征來進(jìn)行設(shè)計,應(yīng)力變化較大的位置必須設(shè)置監(jiān)測點,同時監(jiān)測儀器的布置還應(yīng)能體現(xiàn)出監(jiān)測值沿著隧道斷面分布情況,以便準(zhǔn)確把握圍巖壓力和支護結(jié)構(gòu)的內(nèi)力分布形態(tài)。基于以上原則,土壓力盒、混凝土應(yīng)變計及鋼筋計在每個斷面上均選取5個監(jiān)測點,分別為拱頂1處、拱腰2處、拱腳2處。對于測力錨桿,每個斷面布置5個測孔,每個測孔設(shè)置測力錨桿,每根測力錨桿由淺到深設(shè)置兩個測點(即②和①)。

圖4 大塘隧道測試元件布置示意圖Fig.4 Layout diagram of test elements in Datang tunnel

2.2 測試結(jié)果

2.2.1 圍巖壓力

各斷面圍巖壓力變化時態(tài)曲線如圖5所示。隧道圍巖注漿后至換拱14 d左右的時間內(nèi),各部位圍巖壓力增長迅速,換拱初期巖體應(yīng)力釋放較快,施工換拱應(yīng)循序漸進(jìn),若一次性換拱進(jìn)尺過大易導(dǎo)致圍巖應(yīng)力釋放過多,變形過大進(jìn)而造成二次塌方；而在完成換拱至二襯施工后各斷面的圍巖壓力呈現(xiàn)出緩慢增長態(tài)勢,二襯施工完成7個月后圍巖壓力趨于穩(wěn)定,即支護與圍巖協(xié)同變形后達(dá)到相對平衡狀態(tài)?？梢酝茰y換拱后圍巖變形有限,沒有完全失去自穩(wěn)能力。

(a) JK139+534斷面

(b) JK139+538斷面

(c) JK139+542斷面

圖5 圍巖壓力時態(tài)曲線Fig.5 Pressure temporal curves of surrounding rock

最終沿著斷面的圍巖壓力分布狀態(tài)(壓為正,拉為負(fù))如圖6所示。襯砌在換拱完成后至變形穩(wěn)定期間,拱頂處的壓力值處于0.23～0.28 MPa,拱腰處壓力值處于0.04～0.09 MPa,拱腳處的圍巖壓力值介于0.01～0.35 MPa,拱頂平均圍巖壓力最大,拱腳次之,拱腰處的最大圍巖壓力相比于拱頂與拱腳而言明顯較小,圍巖壓力主要來自于拱頂與拱腳兩側(cè),拱頂?shù)膰鷰r壓力最為顯著,在換拱期間應(yīng)保證隧道拱頂?shù)呐R時支撐措施,并加強兩側(cè)鎖腳。換拱后初支所受圍巖壓力最大值為0.35 MPa,在常規(guī)Ⅴ級深埋圍巖壓力理論計算值范圍內(nèi),一般的Ⅴ級深埋支護型式可滿足受力要求。綜上分析可知，由于注漿后圍巖強度提升,且圍巖大變形已釋放了部分圍巖壓力,初期支護受力較小，因此,提升圍巖力學(xué)參數(shù)以及適度釋放圍巖壓力,是保證大變形段落換拱后初期支護穩(wěn)定的有效手段。

(a) JK139+534斷面圍巖壓力

(b) JK139+538斷面圍巖壓力

2.2.2 錨桿軸力

錨桿軸力的監(jiān)測結(jié)果(壓為正,拉為負(fù))如圖7所示。換拱初期圍巖變形速率較快,應(yīng)力釋放明顯。與初支所受壓力相對應(yīng),經(jīng)過14 d后,其他部位錨桿軸力趨于穩(wěn)定,只有拱頂部位近處錨桿軸力緩慢增長,并于二襯施工7個月后趨于穩(wěn)定。

(a) JK139+534斷面

(b) JK139+538斷面

(c) JK139+542斷面

錨桿軸力最終分布如圖8所示。錨桿所承受的應(yīng)力大部分為拉應(yīng)力,且位于圍巖深處的錨桿測點拉應(yīng)力遠(yuǎn)小于錨桿近處拉應(yīng)力,錨桿②處圍巖變形大，①處圍巖變形小,說明錨桿端頭已位于圍巖松動區(qū)之外，進(jìn)一步表明注漿換拱后,圍巖松動區(qū)范圍很小,此時圍巖壓力主要為形變壓力。拱頂范圍錨桿受力大,最大拉應(yīng)力為17.85 MPa,拱頂處錨桿受力作用較為明顯；左、右邊墻處錨桿受力小,且部分受壓,最大壓應(yīng)力為3.18 MPa。結(jié)合圍巖壓力圖6,圍巖壓力主要來自拱頂部位,拱腳圍巖壓力相對較小且不同斷面的拱腳圍巖壓力有不對稱的表現(xiàn),拱腳圍巖壓力出現(xiàn)這種不規(guī)律的情況說明邊墻處襯砌受力主要為自身形變擠壓圍巖所產(chǎn)生的主動抗力?？傮w而言,在圍巖大變形情況下在拱頂打設(shè)錨桿,可以有效地控制頂部巖層的變形,對控制洞室的整體穩(wěn)定有著一定的促進(jìn)作用。

(a) 大塘隧道JK139+534錨桿受力

(c) 大塘隧道JK139+542錨桿受力

2.2.3 二襯混凝土應(yīng)力

將所測得混凝土應(yīng)變值轉(zhuǎn)換為應(yīng)力,測試結(jié)果如圖9、10所示。根據(jù)二襯受力時程曲線可知,在二襯澆筑完成前14 d內(nèi),二襯受力呈現(xiàn)增大—減小—增大的過程,原因是二襯臺車提供了預(yù)應(yīng)力,在拆除二襯臺車模板后,支護結(jié)構(gòu)恢復(fù)二次應(yīng)力狀態(tài),圍巖發(fā)生蠕變與流變[16],二襯荷載持續(xù)增大,最后達(dá)到穩(wěn)定。根據(jù)圖10二襯混凝土整體上受力處于3 MPa左右,遠(yuǎn)大于初期支護受力,說明大變形隧道二襯結(jié)構(gòu)不僅作為安全貯備存在,還是主要的受力結(jié)構(gòu)。拱頂部位是變形的最大點,也是受力的最大點,最大混凝土應(yīng)力約為3.89 MPa；拱腰、拱腳處次之,均在極限抗壓強度范圍以內(nèi),整體結(jié)構(gòu)安全,有足夠的安全儲備。

(a) JK139+534斷面

(b) JK139+538斷面

(c) JK139+542斷面

(a) JK139+534斷面外側(cè)混凝土應(yīng)力

(c) JK139+542斷面外側(cè)混凝土應(yīng)力

2.2.4 內(nèi)側(cè)鋼筋應(yīng)力

二襯內(nèi)側(cè)鋼筋應(yīng)力的監(jiān)測結(jié)果(壓為正,拉為負(fù))如圖11、12所示。隨著二襯施作時間增加,各部位鋼筋由受壓轉(zhuǎn)變?yōu)槭芾筅呌诜€(wěn)定，表明二襯施作初期,二襯不承擔(dān)或承擔(dān)極少部分圍巖壓力；而后由于圍巖發(fā)生蠕變與流變,二襯參與受力,承受主要圍巖壓力。圍巖變形達(dá)到穩(wěn)定后,鋼筋受力最大值出現(xiàn)在JK139+538斷面的左拱腰處,為20.3 MPa,但遠(yuǎn)未達(dá)到鋼材的極限強度值。

(a) JK139+534斷面

(b) JK139+538斷面

(c) JK139+542斷面

(a) JK139+534斷面內(nèi)側(cè)鋼筋應(yīng)力

(c) JK139+542斷面內(nèi)側(cè)鋼筋應(yīng)力

3 數(shù)值模擬

3.1 數(shù)值模型及參數(shù)

本節(jié)主要模擬隧道穿越溶洞填充黏土范圍發(fā)生大變形時支護的受力情況及換拱后新施作支護的受力情況。因此,模型簡化為穿越黏土地層的隧道,模擬隧道施工開挖和換拱的過程,對隧道支護受力進(jìn)行分析。采用MIDAS GTS NX軟件進(jìn)行計算,圍巖與襯砌均選用平面應(yīng)變單元模擬,單元數(shù)量為1 642個,圍巖材料采用摩爾-庫侖本構(gòu)模型,襯砌材料采用彈性模型,選取模擬區(qū)域為100 m×70 m(寬度×高度),隧道埋深為35 m,中間30 m的溶洞黏土地層,隧道位于黏土層中間,如圖13所示,約束模型底部豎向位移以及兩側(cè)水平位移。

圖13 數(shù)值模型Fig.13 Numerical model

根據(jù)工程概況,計算參數(shù)選取見表2、3。為模擬隧道開挖施工,計算中對初期支護進(jìn)行簡化處理,選取加固范圍為3.5 m,采用提升強度法模擬地層加固,將其相應(yīng)的土層參數(shù)增大。增大后參數(shù)分別為:彈性模量1.3 GPa,泊松比0.35,容重21 kN/m3,黏聚力200 kN/m2,內(nèi)摩擦角27°。

表2 隧道圍巖物理、力學(xué)參數(shù)Tab.2 Physical and mechanical parameters of tunnel surrounding rock

表3 隧道支護參數(shù)Tab.3 Tunnel support parameters

3.2 計算結(jié)果及分析

隧道開挖后,只施加初期支護的圍巖位移及受力情況如圖14所示。

(a) 圍巖水平位移

(b)圍巖豎向位移

(c)初支最大主應(yīng)力圖圖14 隧道換拱前位移及受力情況Fig.14 Displacement and stress of tunnel before lining replacement

數(shù)值模擬結(jié)果表明,未換拱前,拱頂部位是變形的最大點,豎向沉降達(dá)到30 cm左右,侵限嚴(yán)重,拱腰兩側(cè)圍巖水平方向位移較小,最大約7 cm,拱腳范圍處圍巖向外側(cè)變形,說明頂部壓力過大,引起鋼架向兩側(cè)擠壓變形；拱頂處應(yīng)力達(dá)到2 MPa左右,拱腰處次之,拱腳處局部拉應(yīng)力最大,初期支護整體上受力非常大。由于隧道變形明顯過大,因此采取換拱措施并且及時施加二襯,隧道位移及受力情況如圖15所示。

(a) 圍巖水平位移

(b) 圍巖豎向位移

(c) 初支最大主應(yīng)力圖

進(jìn)行換拱后,根據(jù)圖15(b)、(c),初期支護拱頂處的下沉值在10 cm以內(nèi),拱腳兩側(cè)區(qū)域水平方向位移與換拱之前相比,出現(xiàn)了收斂的現(xiàn)象,水平位移最大約6 cm,圍巖變形得到有效控制,說明拱頂豎向壓力下降,鋼架側(cè)向變形減小,拱腳水平力減小,該類隧道中初支所承受的水平壓力主要來自于襯砌形變所產(chǎn)生的彈性抗力,圍巖產(chǎn)生的水平壓力較小,進(jìn)一步驗證了圖6中拱腳圍巖壓力突變是由于鋼架自身變形擠壓圍巖這一觀點,也可以推斷出承受豎向壓力為主的拱頂處圍巖壓力最大,初期支護的整體受力特征與圖6所示實測數(shù)據(jù)顯示的受力特征相同。初支拱墻處的理論計算應(yīng)力值在0.03～0.46 MPa,總體上受力較小,二襯結(jié)構(gòu)承受大部分圍巖荷載,其所受應(yīng)力在0.16～1.61 MPa,二襯拱頂外側(cè)受壓明顯,拱腰與拱腳處外側(cè)應(yīng)力較小,對照圖9實測曲線,二襯數(shù)值計算應(yīng)力值與分布規(guī)律比較接近實際二襯施作30 d左右的應(yīng)力值,而圖10所示實測的二襯最終應(yīng)力值在1.26～3.89 MPa,理論值相較實測結(jié)果較小,且二襯外側(cè)均受壓,推測其原因是實際圍巖相較數(shù)值模擬條件還存在后期的蠕變與流變現(xiàn)象。該類隧道中圍巖長期的變形影響顯著,但襯砌總體受力程度均在混凝土極限抗拉強度范圍以內(nèi)。

通過換拱將初期支護與二襯聯(lián)立作用的支護措施可減少支護結(jié)構(gòu)約66%的變形,能較好地控制圍巖變形。與此同時,支護結(jié)構(gòu)相對單一的初次支護整體受力分布合理,結(jié)構(gòu)安全,有足夠的安全儲備,有利于結(jié)構(gòu)長期的穩(wěn)定性。

4 結(jié)論

本文對三江至柳州高速公路大塘隧道在施工過程中左線JK139+489～JK139+555段圍巖大變形換拱段進(jìn)行了現(xiàn)場測試與數(shù)值模擬,研究圍巖大變形情況下注漿換拱前后隧道初期支護及二襯的受力情況,獲得以下主要結(jié)論:

① 在溶腔充填黏土的巖溶隧道中,發(fā)生大變形時襯砌拱頂承受的圍巖壓力最大,拱腳次之,拱腰最小,隧道施工時應(yīng)注重對拱頂?shù)呐R時支撐,并加強鋼架鎖腳。換拱過后,初期支護承受的圍巖壓力減少,大變形能夠釋放大量圍巖壓力,有利于換拱后初期支護穩(wěn)定,此時拱頂壓力最大,拱腳、拱腰次之。

② 溶腔充填黏土的巖溶隧道發(fā)生大變形時,通過注漿加固圍巖提升其自穩(wěn)能力是有效的處置手段,同時襯砌頂部系統(tǒng)錨桿可起到一定的支護作用。

③ 在易發(fā)生圍巖大變形的溶腔充填黏土的巖溶隧道中,應(yīng)注重考慮圍巖的長期變形,初期支護與二襯聯(lián)立作用的支護結(jié)構(gòu)不僅起到安全儲備的作用,還能使支護結(jié)構(gòu)的受力分布更為合理,進(jìn)而有效地減小變形,有利于提升該類隧道長期穩(wěn)定性。