王仁杰,劉志強,楊錦程
(1.中國鐵道科學研究院,北京 100081;2.中鐵西南科學研究院有限公司,四川 成都 611731)
對于斷面面積超過300 m2的大跨度隧道目前國內尚未形成統(tǒng)一的設計與施工標準。對大跨度隧道的研究以三、四車道公路隧道[1-3]、地鐵區(qū)間與車站隧道[4]為主,主要探究大跨度斷面圍巖壓力、結構內力與跨度的關系以及對施工方法、支護結構的優(yōu)化[5]。國內外專家學者在施工方法和支護參數(shù)上做了很多嘗試。謝旭強等[6]通過對某大跨隧道雙側壁導坑法施工進行彈塑性數(shù)值模擬,證明雙側壁導坑法有利于控制圍巖的變形;譚忠盛等[7]通過現(xiàn)場試驗,對大跨度隧道支護體系進行了優(yōu)化;甘騰飛等[8]通過對不同工法進行數(shù)值模擬,得出雙側壁導坑法控制變形的效果優(yōu)于CRD法。蘭渝鐵路新城子隧道在擠壓性圍巖環(huán)境下調整了雙側壁導坑法的開挖順序,致使施工中出現(xiàn)了大變形。本文分析不同開挖順序下隧道變形和襯砌結構受力。
蘭渝鐵路新城子隧道位于甘肅省宕昌縣境內,全長 9 166 m,最大埋深749 m[9]。該隧道地處青藏歹字型構造體系之疏勒南山—日月山—尖扎山斷褶帶,山高溝深。隧道起止里程為DK268+010—DK277+176。其中DK275+720—DK275+815段為單洞雙線段與雙洞單線段的過渡區(qū)段,開挖跨度為21.06~22.66 m,開挖面積最大達到358 m2,屬于大跨度隧道。
該大跨段位于高地應力區(qū),洞身最大水平主應力為11.45~21.28 MPa,最小水平主應力為6.81~12.14 MPa,最大水平主應力方向與隧道軸線方向近似平行。掌子面出露的三疊系炭質板巖呈薄層碎片狀,傾角陡,走向與隧道軸線大致平行,巖體強度極低。
該大跨段自大里程向小里程方向采用雙側壁導坑法開挖。其中:DK275+815—DK275+770段作為工法過渡段,分層依次開挖導洞1,3,5,2,4,6,7,8,9(見圖1),開挖跨度達22.66 m;DK275+770—DK275+720段按常規(guī)順序依次開挖導洞1~9,開挖跨度為21.06 m,開挖面積為291.79 m2。隧道大跨段平面示意如圖2。
圖1 大跨段施工方法設計
圖2 隧道大跨段平面示意(單位:cm)
該大跨段采用雙層初期支護,開挖預留變形量40 cm,初噴30 cm厚C25混凝土,拱墻設置φ8鋼筋網(wǎng)片,網(wǎng)格間距20 cm×20 cm;全環(huán)設格柵鋼架或型鋼鋼架,間距為0.6 m/榀,鋼架接頭處設R38N自進式錨桿進行鎖腳,長8 m,共計14根。拱部設φ42超前小導管并預注水泥漿,小導管長4.0 m,環(huán)向間距30 cm,縱向間距1.2 m[10]。
DK275+815—DK275+770段具體施工步驟:①在超前支護的保護下,進行左上側導洞1的開挖,開挖進尺為2.8 m,及時施作初期支護和臨時支撐,使導洞封閉成環(huán),施作錨索并張拉。②開挖導洞3,及時施作初期支護和錨索,完成張拉。③開挖導洞5,及時施作初期支護和錨索,完成張拉。至此導洞1,3,5封閉成環(huán)。④開挖導洞2,及時施作初期支護和錨索,完成張拉。⑤開挖導洞4,及時施作初期支護和錨索,完成張拉。至此所有錨索施作完畢。⑥依次開挖導洞6,7,8,9,每步開挖完成后均及時施作初期支護,待全環(huán)開挖完成之后施作二次支護,隧道成洞8~10 m時逐榀拆除臨時支撐,施作襯砌。該施工方法簡稱工況1。
DK275+770—DK275+720段依次開挖導洞1至導洞9,并在每步開挖完成后及時施作初期支護,該施工方法簡稱工況2。可以看出,2種工況的區(qū)別在于前5步的開挖順序不同。
施工過程中在DK275+815—DK275+770段每隔5 m 對拱頂沉降和水平收斂進行監(jiān)測,并分別對斷面DK275+784(工況1)、DK275+759(工況2)的襯砌受力進行測試。
2種工況初期支護變形對比見表1。
表1 2種工況初期支護變形對比
由表1可以看出:工況2相比工況1拱頂沉降減小了31.3%,水平收斂減小了23.4%。
對斷面DK275+784和DK275+759各項測試受力最大值和最大月增速進行統(tǒng)計,分別列于表2、表3。
表2 襯砌各項應力最大值
表3 襯砌各項應力最大月增速
由表2、表3可見:工況2襯砌各項應力最大值均明顯小于工況1,其中鋼筋應力和混凝土應力分別減小了53%和30%。工況2襯砌各項應力的最大月增速也明顯小于工況1。其中鋼筋應力和混凝土應力最大月增速分別減小了77%和80%。
由于現(xiàn)場測試位于不同斷面,為排除斷面面積不同造成的影響,采用數(shù)值模擬方法采取相同的參數(shù),分析雙側壁導坑法在2種不同開挖順序時隧道變形和襯砌受力。
采用FLAC 3D有限元分析軟件進行模擬。初期支護采用實體單元。為了簡化計算,取單層支護厚度為60 cm,臨時側壁和臨時仰拱厚度均取40 cm。初期支護和臨時側壁的彈性模量E、泊松比ν通過變形量測數(shù)據(jù)由位移反分析得出。初期支護E1=0.3 GPa,ν1=0.25;臨時側壁E2=0.5 GPa,ν2=0.25。巖體強度由大剪試驗給出[11],黏聚力為0.18 MPa,內摩擦角為24.7°,埋深取540 m。計算模型和網(wǎng)格劃分見圖3。
圖3 計算模型和網(wǎng)格劃分
4.2.1 初期支護變形
隧道初期支護最終變形見表4??梢钥闯觯汗r2相比工況1拱頂沉降、水平收斂分別減小了28.9%和12.0%,但即便如此,擠壓性圍巖隧道變形絕對值仍然是巨大的。工況2水平收斂超過 1 000 mm,與現(xiàn)場實測的邊墻巨大侵限相吻合,施工中應重點監(jiān)控防護。
表4 隧道初期支護最終變形
為了更好地分析隧道變形過程,計算中對監(jiān)測點在每一開挖步的變形量進行了記錄,結果見圖4。
圖4 初期支護分步變形
由圖4可見:工況1在導洞5開挖后拱頂沉降迅速增大,單步變形量達到258 mm,占開挖后總變形量的40.5%。這是因為此時導洞1,3,5雖有臨時支撐相隔,但實際已貫通形成扁平洞室,不利于結構受力;水平收斂雖然從第4步(開挖導洞2)才開始計算,但其變形量并未因導洞2開挖的延遲而減小,而在導洞2、導洞4開挖后水平收斂迅速增大,超過工況2達到 1 208.7 mm。
工況2變形雖然小于工況1,但水平收斂在導洞2,4開挖后均不同程度突增。這是因為導洞1,2與導洞3,4分別形成橢圓形洞室結構不利于受力,與工況1出現(xiàn)扁平洞室時拱頂沉降增大相佐證。
4.2.2 二次襯砌受力
2種工況二次襯砌全環(huán)平均軸力對比見表5。襯砌軸力分布見圖5。
表5 2種工況二次襯砌全環(huán)平均軸力對比
圖5 襯砌軸力分布
由表5和圖5可見:工況2隧道各部位襯砌軸力均小于工況1,全環(huán)平均軸力工況2比工況1減小了37.8%,2種工況最大軸力工況2比工況1減小了35.1%,且最大值均出現(xiàn)在仰拱,與現(xiàn)場實測相吻合。工況2在不同部位襯砌軸力的最大值與最小值之差為 2 116 kN,小于工況1的 2 619 kN,受力相對均勻。
1)實測數(shù)據(jù)顯示:工況2在斷面面積比工況1小18.49%的情況下,其初期支護變形平均減小了23.4%~31.3%。在相同斷面面積下進行數(shù)值計算,得出工況2在控制變形方面優(yōu)于工況1,隧道初期支護最終變形減小了12.0%~28.9%。
2)實測數(shù)據(jù)顯示:工況2比工況1襯砌接觸壓力、鋼筋應力、混凝土應力分別減小了56%,53%,30%,最大月增速分別減小了32%,77%,80%。數(shù)值模擬結果表明:工況2比工況1二次襯砌全環(huán)平均軸力減小了37.8%,兩工況軸力最大值均出現(xiàn)在仰拱。
3)在擠壓性圍巖中施工,為防止變形過大應盡可能避免扁平洞室出現(xiàn),如無法避免必須率先開挖導洞1,3,5,可在導洞5施作臨時豎向支撐以抵抗變形。
4)在施工工法一定的情況下,隧道邊墻水平收斂均大于拱頂沉降。即使采用變形較小的工況2開挖,水平收斂絕對值依然超過800 mm。施工中應注意初期支護侵限變形,必要時可加強臨時支護。
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