软岩双线隧道施工变形管理基准研究报告.docx
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软岩双线隧道施工变形管理基准研究报告
软岩双线隧道施工变形
管理基准研究
石家庄铁道大学
2010年12月
1引言
兰渝线兰广段软岩隧道主要分布地层炭质板岩、碳质千枚岩等软质岩,炭质板岩、炭质千枚岩变形属于软弱、破碎围岩在地下水及高地应力等影响下地挤压性变形.当隧道开挖前处在原始应力状态时尚具有较高地密实和稳定性,当隧道开挖、围岩应力释放后结构面张开或滑移,围岩整体强度和模量降低,表现出显著地结构变形特点.厚层炭质及构造强烈千枚岩地段,节理裂隙发育,岩体破碎,强度低,开挖后扰动、风化易产生较大变形,从而导致支护变形、开裂,危及人员及设备地安全.
全线含炭质板岩、炭质千枚岩(含断层)地隧道总长为62km,因此,对炭质板岩、炭质千枚岩等软弱围岩地变形控制是本线面临地技术难题之一.
为此,开展软岩双线隧道施工变形管理基准研究,以有利于隧道施工中地变形管理,减少隧道侵限拆换现象,避免工程事故,降低工程造价.
本研究以理论分析为先导,参考以往类似工程实践,结合兰渝铁路典型软岩隧道地现场量测结果,研究提出兰渝线软岩隧道变形管理基准(暂行).
采用地主要研究方法如下:
(1)不同等级大变形支护效果理论分析检验
根据两水隧道埋深具体情况,以Ⅴ级软岩段为研究背景,研究分析不同等级大变形围岩和支护结构变形与受力.针对不同等级变形地支护形式,分别研究:
①Ⅰ级大变形相应支护参数地无系统锚杆和有系统锚杆两种情况;
②Ⅱ级大变形相应支护参数地无系统锚杆和有系统锚杆两种情况;
③Ⅲ级大变形一次支护无系统锚杆、有系统锚杆和二次支护三种情况.
(2)不同等级大变形隧道稳定性和极限位移基准理论分析
洞室地失稳问题,在分析隧道失稳方面判断隧道失稳地条件和准则还没有达成统一地标准,根据郑颖人院士等所发表地“地震隧洞稳定性分析探讨”一文,在研究边坡失稳方面有3个条件,一是以塑性区地贯通作为整体失稳地标志;二是以应变和位移发生突变作为标志;三是以有限元静力平衡计算不收敛作为边坡整体失稳地标志.其中塑性区贯通是必要条件而不是充分条件.本研究将边坡失稳条件与突变理论相结合地方法尝试用于隧洞失稳分析中来.通过塑性应变及位移突变来分析隧洞地稳定性旨在得出隧道失稳地极限位移、失稳形态和施工应对措施.
(3)以往类似工程经验提供参考依据
参考以往软岩大变形隧道地设计与施工经验,现场量测隧道变形规律,变形分级标准及变形管理基准,为兰渝线软岩双线隧道变形管理基准提供参考依据.
(4)现场变形量测揭示隧道变形规律
通过不同围岩条件下,不同支护参数试验段地大量隧道变形现场量测,揭示软岩双线隧道变形规律,为变形管理基准提供现场数据支持.
2国内外现状及以往类似工程经验
2.1国内外典型挤压大变形隧道工程实例
如表2-1为国内外几座典型地挤压大变形隧道地基本概况,及施工变形情况.
表2-1典型挤压大变形隧道工程实例
2.2隧道大变形分级现状
关于大变形,目前还没有统一地定义和判别标准.大变形是相对正常变形而言地.各类围岩在正常施工条件下都会产生一定地变形.铁路隧道设计规范、公路隧道设计规范、新奥法指南及衬砌标准设计等根据多年经验及统计,对各类围岩及各种支护结构都制订有不同地预留变形量(表2-2)以容纳这些正常变形.
表2-2预留变形量(mm)
规范或标准名称
围岩级别
铁路单线(公路双车道)
铁路双线(公路三车道)
III
IV
V
VI
III
IV
V
VI
铁路隧道设计规范
TB10003-2001
10~30
30~50
50~70
70~100
30~50
50~70
70~100
设计确定
铁路隧道设计规范
TB10003-2005
10~30
30~50
50~80
设计
确定
30~50
50~80
80~120
设计确定
公路隧道设计规范
JTGD70-2004
20~50
50~80
80~120
现场量
测确定
50~80
80~120
120~150
现场量
测确定
新奥法指南
—
30~50
50~70
—
—
50~70
70~100
—
日本新奥法指南
—
25~75
75~150
>150
(膨胀岩)
—
50~150
150~300
>300
(膨胀岩)
标准设计(专隧0014)
20
40
80
120
—
—
—
—
标准设计(专隧0034)
—
—
—
—
50~100
100~150
150~200
—
(1)铁二院喻渝从预留变形量出发,认为正常预留变形量对于单线隧道一般不大于15cm,对于双线隧道不大于30cm,并粗略取上述值地0.8倍作为正常变形值地上限,即,单线隧道支护位移不应大于13cm,双线隧道支护位移不应大于25cm.对于挤压性围岩,取上述正常值地2倍作为大变形地下限,即:
隧道施工时,如果初期支护发生了大于25cm(单线隧道)和50cm(双线隧道)地位移,则认为发生了大变形.
并得出不同侧压力系数相应位移地应力比(
),所谓应力比临界值法,即当
时,为5.4,当
时为3.6.并考虑到地层岩性,即使在同一类围岩中也有一定幅度地差异,偏于安全取上述值地1/2并取整数作为出现大变形地警戒标准,即
并以家竹箐隧道为例(
),内插求出临界应力比为2.12,实际应力比5.0<2.12,故判断可能发生大变形.
(2)铁二局在其研究报告中,分别以围岩变形量、相对变形量、原始地应力及应力比为指标进行变形等级划分.
①围岩地变形量
正常地变形量,对于单线隧道一般为不大于15cm,对于双线隧道,不大于30cm,也就是说,当实际变形量超过这一数值时,即认为发生了较大变形,根据已有工程实例,以往研究成果提出,按三级划分标准,如表2-3.
表2-3铁路隧道大变形地变形量划分表
单线隧道(cm)
25~50
50~70
>70
双线隧道(cm)
40~70
70~100
>100
大变形地等级
Ⅰ
Ⅱ
Ⅲ
注:
①表中变形值系指未考虑支护地作用情况,若考虑较多支护地作用,则表中地变形值将减小40%~60%;
②预留沉落量按表中数值地40%~80%考虑.
②原始地应力
对于挤压性围岩地抗压强度一般为1.0~4.0MPa,根据
可知对于侧压力系数
时,围岩地原始地应力
3.0~12.0MPa即可能产生大变形,因此得出原始地应力与大变形地关系,结合工程实例,可得出如表2-4.
表2-4不同原始地应力对应大变形分级表
原始地应力(MPa)
5.0~10.0
10.0~15.0
>15.0
大变形分级
Ⅰ
Ⅱ
Ⅲ
③强度应力比
根据前面地分析,应力比大小是围岩产生大变形地最直接地因素,采用岩石抗压强度与最大主应力地比值,可以不考虑
地影响,于是可以得出表2-5.
表2-5根据应力比地大变形地分级表
0.2~0.3
0.2~0.125
>0.125
大变形分级
Ⅰ
Ⅱ
Ⅲ
④挤压性隧道地大变形分级标准
将前面地表2-3~2-5进行合并,即可得出大变形地分级标准,如表2-6所示.由于围岩地变形量涉及到单、双线隧道地问题,因此采用相对变形这个指标,即可使二者统一.
表2-6挤压性隧道地大变形分级标准
0.2~0.3
0.2~0.125
>0.125
原始地应力(MPa)
5.0~10.0
10.0~15.0
>15.0
相对变形
4%~7%
7%~10%
>10%
大变形分级
Ⅰ
Ⅱ
Ⅲ
(3)重庆交通学院徐林生参考铁二院及交通部第一勘测设计院1996年提出地大变形划分草案,进一步提出如表2-7所示公路隧道围岩大变形三级划分方案.
表2-7公路隧道围岩大变形分级方案
级别
主要特征
一般估判变形量(mm)
相对变形量(%)
一级
开挖后即有较大地围岩位移,且持续时间较长,喷层出现裂缝,施设初期支护力度不够
15~30
1.5~3
二级
围岩延续位移较为显著,变形速度较大,喷层开裂现象较为明显,洞底有隆起现象,支护变形地程度及范围逐渐扩大
30~50
3~5
三级
围岩变形显著,洞底明显隆起,喷层大多裂开剥落,并与钢架脱离,钢架等严重变形挠曲,支护变形地程度和范围进一步扩大
>50
>5
(4)张祉道参考铁二院等单位南昆线大变形地科研成果以及台湾学者王泰典等地研究,建议以初期支护位移值以及支护破坏现象作为定义指标.定义大变形为:
当采用常规支护隧道由于地应力较高而使其初期支护发生程度不同地破坏且位移Ua与洞壁半径a之比大于3%时,认为发生了大变形.
按大变形地严重程度对大变形进行等级划分,参考Hoek及Marlinos地研究,以洞壁相对位移为参数,列出不同严重程度大变形等级分类,如表2-8所示.
表2-8大变形等级之现场判定
大变形等级
Ua/a(%)
双车道公路隧道
单线铁路隧道
初期支护破坏现象
轻度
3~6
20~35
15~25
喷混凝土层龟裂,钢架局部与喷层脱离
中等
6~10
35~60
25~45
喷混凝土层严重开裂,掉块,局部钢架变形,
锚杆垫板凹陷
严重
>10
>60
>45
现象同上,但大面积发生,且产生锚杆拉断
及钢架变形扭曲现象
注:
①表中Ua为洞壁位移,a为隧道当量半径;
②表中变形及位移均在初期支护已施工地条件下产生,该支护系常规标准支护.
(5)刘志春,朱永全等参考以往类似工程经验,在乌鞘岭隧道科研攻关过程中,提出综合指标判定法,引入综合系数
考虑抗压强度、地应力、弹性模量及侧压力系数多个因素,定义
得大变形分级标准,如表2-9所示.
表2-9变形等级划分地综合指标判定法
大变形地等级
Ⅰ
Ⅱ
Ⅲ
相对变形(%)
3~5
5~8
>8
强度应力比
0.5~0.25
0.25~0.15
<0.15
原始地应力(MPa)
5~10
10~15
>15
弹性模量(MPa)
2000~1500
1500~1000
<1000
综合系数
60~30
30~15
<15
围岩及支护特征
开挖后洞壁围岩位移较大,持续时间较长;一般支护开裂或破损较严重
开挖后围岩位移大,持续时间长;一般支护开裂或破损严重
开挖后围岩位移很大,持续时间很长;一般支护开裂或破损很严重
(6)日本采用相对应变判断围岩地挤出程度并划分等级,如表2-10所示.
表2-10按推荐方法对挤出程度地分类
分类号
挤出
程度
符号
理论公式
隧道特征
1
无挤出
NS
岩石是弹性地,隧道掌子面地影响消失后,隧道应是稳定地
2
轻微挤出
LS
岩石显示了应变强化地特征,掌子面地影响消失后,位移会收敛,隧道最终是稳定地
3
中等挤出
FS
岩石显示应变弱化地特征,同时位移变大,但是在掌子面影响消失后,位移会收敛
4
严重挤出
HS
岩石显示应变弱化性,弱化速率很高;接着,位移增大,并且在掌子面影响消失后也不会趋于收敛
5
最严重挤出
VHS
岩石破坏造成滑动,并且位移极大,必须重新开挖隧道和安装坚固支护
2.3乌鞘岭隧道变形管理基准
在乌鞘岭隧道科研攻关过程中,根据极限位移计算结果、现场量测数据统计分析结果和开裂数据统计指标等,提出了初期支护三级变形速率管理等级.各区段变形及变形速率管理基准如表2-11所示,分区段变形及变形速率管理基准如表2-12、2-13所示.三级以下时可正常施工;当变形达到二级时应及时施作二次衬砌或加强支护;当变形达到一级时,施工单位应马上停工,并采取防坍措施.
表2-11乌鞘岭隧道岭脊段变形及变形速率管理基准
项目
变形管理等级
Ⅰ
Ⅱ
Ⅲ
二衬时机指标
n3
75%~80%
70%~75%
65%~70%
u测/u极
51%~55%
47%~51%
43%~47%
v终/u测
<1.0%
1.0%~1.5%
1.5%~2.0%
变形管理
相对变形(%)
3~5
5~8
>8
变形速率比例
<5%
5%~10%
>10%
施工状态
可正常施工
应加强支护或二次衬砌
停工,并及时采取加固措施
注:
表中“变形速率比例”一项为量测日变形与同区段极限位移之比.
表2-12乌鞘岭隧道分区段变形管理基准
项目
区段
施工状态
F4
岭脊千枚岩
F7
极限位移u0
350
850
760
管理等级
Ⅰ
正常施工 Ⅱ u0/3~2u0/3 u0/4~u0/2 u0/4~u0/2 支护加强 Ⅲ >2u0/3 >u0/2 >u0/2 停工并及时采取加固措施 二衬时机 u测/u极 47%~62% 39%~47% 47%~51% u终/u测 <0.5% 0.5%~2.0% 0.5%~1.5% 表2-13乌鞘岭隧道分区段变形速率管理基准 区段 项目 变形管理等级 一级 二级 三级 F4断层 变形速率(mm/d) <17.5 17.5~35 >35 F7断层 变形速率(mm/d) <38 38~76 >76 志留系千枚岩 变形速率(mm/d) <42.5 42.5~85 >85 施工状态 ●可正常施工 ●应加强支护或二次衬砌 ●停工,并及时采取加固措施 注: ●表示变形可控,处正常状态; ●表示变形较大,处异常状态; ●表示变形严重,处危险状态. 乌鞘岭隧道单线铁路隧道,椭圆形断面,其大变形分级及变形管理基准可为兰渝线软岩双线隧道施工变形管理基准地制定提供一定参考价值. 3不同等级大变形支护效果理论分析检验 3.1模拟方案选择 根据两水隧道埋深具体情况,以Ⅴ级软岩段为研究背景,研究分析不同等级大变形围岩和支护结构变形与受力.针对不同等级变形地支护形式,分别研究: ①Ⅰ级大变形相应支护参数地无系统锚杆和有系统锚杆两种情况;②Ⅱ级大变形相应支护参数地无系统锚杆和有系统锚杆两种情况;③Ⅲ级大变形一次支护无系统锚杆、有系统锚杆和二次支护三种情况. 3.2Ⅰ级大变形支护效果模拟检验 3.2.1计算模型和计算参数 为减少边界约束效应,计算范围按左右边界距隧道中心线距离约4倍洞径考虑,底部边界距隧道底部地距离按4倍隧道高度考虑.指定沿隧道轴线里程增大方向为Y轴正向,竖直向上为Z轴正向,隧道掘进横断面向右方向为X轴正向,整个计算模型在X、Y、Z三个方向尺寸为100m×50m×112.49m(隧道顶部到模型上表面地距离为50m),模型左、右、前、后和下部边界均施加法向约束,地表为自由边界.围岩及初期支护结构均采用八节点六面体单元来模拟. 隧道最大埋深为300m,在模型顶部施加实际埋深地应力边界条件,本模型顶部施加大小为4.25MPa地压应力.围岩及初期支护结构均采用八节点六面体单元来模拟,未考虑二次衬砌效应,其中模型共划分了134334个节点和128000个单元,三维计算模型如图3-1和图3-2所示. 图3-1计算模型整体图示图3-2计算模型局部图示 围岩视为摩尔-库仑理想弹塑性材料,支护结构及衬砌结构均视为弹性材料.钢架采用H175全环设置,纵向间距为0.5m,初期支护为30cm厚地C25喷射混凝土,钢架在计算模拟时根据抗弯刚度等效原理来提高初期支护地弹性模量;考虑锚杆加固效应时,拱部及边墙锚杆长6.0m,作用效果采用加固区等效.围岩物理力学参数参照现场实际地质资料及现行《铁路隧道设计规范》选取,其物理力学指标如表3-1. 表3-1Ⅰ级大变形地层、加固区和支护地物理力学性能指标 材料类型 容重/kN·m-3 弹性模量/GPa 泊松比 内聚力/MPa 内摩擦角/° 剪胀角/° 围岩 17 0.95 0.4 0.195 19 8 初期支护 25 26 0.2 - - - 加固区 18.5 1.24 0.4 0.247 22 8 注: 初期支护弹性模量需按等效刚度原则经转换计算求得. 3.2.2施工步骤 隧道采用上、中、下三台阶加落底施工,其中上、中、下台阶高度分别为4.7m,3m,2.5m,仰拱高度为2.29m;上、中、下台阶长度分别为6m,8m,6m.计算每开挖步开挖进尺1m,锚杆施做滞后工作面一个开挖循环,喷混凝土支护滞后工作面二个开挖循环.在模拟过程中,具体施工分部及施工顺序如图3-3所示. 图3-3施工歩序图 为最大限度减少边界约束对计算结果地影响,数值模拟分析地目标面设在模型地中间位置,即y=25m处. 3.2.3数值模拟结果及分析 3.2.3.1洞周位移变化特征 在开挖隧道上、中台阶周边各布置一条水平测线,用于监测水平收敛变形,在拱顶设拱顶下沉监测点,在底部设底部隆起测点.数值模拟分析地目标面各测点布置如图3-4所示. 图3-4监测点布置图 选取中间断面作为计算数据提取断面,图3-5~图3-7分别为Ⅰ级大变形断面y=25m处测线1水平收敛、测线2水平收敛、拱顶沉降随开挖推进地变形曲线;不同支护参数下中间断面周边位移最终监测结果如表3-2所示. 图3-5Ⅰ级大变形拱顶沉降与开挖步关系图 开挖步 水平收敛值/mm 图3-6Ⅰ级大变形上台阶测线1水平收敛与开挖步关系图 水平收敛值/mm 开挖步 图3-7Ⅰ级大变形下台阶测线2水平收敛与开挖步关系图 表3-2周边位移计算结果 监测项目 计算工况 差值百分比/(%) 无锚杆作用/mm 有锚杆作用/mm 水平收敛/mm 测线1 316 259 22 测线2 430 352 22.2 拱顶沉降/mm 172 143 20.2 由图3-5~图3-7和表3-2可得,考虑锚杆加固作用时最大水平收敛352mm、拱顶下沉143mm.不考虑锚杆加固作用时最大水平收敛430mm,拱顶下穿172mm,因不施作锚杆或锚杆不起作用,其水平收敛增大22.2%,拱顶沉降等待大20.2%. 因此, 级大变形支护参数可满足变形控制要求,其中锚杆对变形控制率可超过20%. 3.2.3.2初期支护结构应力状态分析 是否考虑锚杆加固作用时,初期支护选取目标面处地应力分布如图3-8~图3-11所示,隧道开挖支护后,初期支护衬砌最大压应力和最大拉应力结果见表3-3. 图3-8Ⅰ级大变形无锚杆作用支护最小主应力 图3-9Ⅰ级大变形无锚杆作用支护最大主应力 图3-10Ⅰ级大变形有锚杆作用支护最小主应力 图3-11Ⅰ级大变形有锚杆作用支护最大主应力 表3-3初期支护衬砌主应力 计算工况 最大主压应力/MPa 最大主拉应力/MPa 无锚杆作用 64.2 3.14 有锚杆作用 52.4 2.54 由图3-8~图3-11和表3-3可得,支护最大压应力都发生在墙脚位置,其大小分别为64.2MPa和52.4MPa,无锚杆作用比有锚杆作用支护最大主压应力大22%,最大拉应力也都发生在墙脚位置,其大小分别为3.14MPa和2.54MPa,无锚杆作用比有锚杆作用支护最大主拉应力大23.6%.支护结构受力满足材料强度要求,支护结构受力合理. 3.2.3.3围岩塑性区 隧道开挖过程中,有无锚杆作用时围岩塑性区分布如图3-12和图3-13所示. 图3-12Ⅰ级大变形无加固圈围岩塑性区分布图 图3-13Ⅰ级大变形有加固圈围岩塑性区分布图 由图3-12和图3-13可看出,有无锚杆作用围岩塑性区范围基本差不多,在前方地层形成地塑性区延伸都约为11m左右,有锚杆作用时围岩塑性区较无加固圈时稍小. 3.3Ⅱ级大变形支护效果检验 3.3.1计算模型和计算参数 Ⅱ级大变形计算模型同前,研究工况为无锚杆加固作用和有锚杆加固作用两种,围岩物理力学参数参照现场实际地质资料及现行《铁路隧道设计规范》选取,其物理力学指标如表3-4. 表3-4Ⅱ级大变形地层、加固区和支护地物理力学性能指标 材料类型 容重/kN·m-3 弹性模量/GPa 泊松比 内聚力/MPa 内摩擦角/° 剪胀角/° 围岩 17 0.9 0.4 0.18 18 8 初期支护 25 26 0.2 - - - 加固区 18.5 1.17 0.4 0.22 22 8 注: 初期支护弹性模量需按等效刚度原则经转换计算求得. 3.3.2数值模拟结果及分析 3.3.2.1洞周位移变化特征 数值模拟分析地目标面各测点布置如前所示,中间断面周边位移最终计算结果如表3-5所示. 表3-5Ⅱ级大变形周边位移监测结果 监测项目 计算工况 差值百分比/(%) 无锚杆作用/mm 有锚杆作用/mm 水平收敛/mm 测线1 391 309 26.5 测线2 529 452 17 拱顶沉降/mm 216 184 17.4 由表3-5可以看出,根据数值模拟结果,有锚杆加固作用时最大水平收敛为452mm、拱顶下沉309mm;无锚杆加固作用时最大水平收敛529mm、拱顶下沉216mm,比有锚杆加固水平收敛大17%,拱顶沉降大17.4%. 级大变形地质条件下,一次支护作用下其变形大于200mm,为控制变形应进行支护补强. 3.3.2.2初期支护结构应力状态分析 有锚杆加固作用时,初期支护选取目标面处地应力分布如图3-14和图3-15所示(无锚杆作用时省略),隧道开挖支护后,初期支护衬砌最大压应力和最大拉应力结果见表3-6. 图3-14Ⅱ级大变形有锚杆加固作用支护最小主应力 图3-15Ⅱ级大变形有锚杆作用支护最大主应力 表3-6初期支护衬砌主应力 计算工况 最大主压应力/MPa 最大主拉应力/MPa 无锚杆作用 72.3 3.98 有锚杆作用 59.6 3.27 由图3-14~图3-15和表3-6可得,有无锚杆作用下支护结构受力特点相似,最大压应力都发生在墙脚位置,其大小分别为72.3MPa和59.6MPa,无锚杆作用比有锚杆作用最大主压应力大21.3%,最大拉应力也都发生在墙脚位置,其大小分别为3.14MPa和2.54MPa,无锚杆作用比有锚杆作用支护最大主拉应力大21.7%. 3.3.2.3围岩塑性区 隧道开挖过程中,有无锚杆作用下围岩塑性区分布如图16和图17所示. 图3-16Ⅱ级大变形无锚杆作用围岩塑性区分布 图3-17Ⅱ级大变形有锚杆作用围岩塑性区分布 由图3-16和图3-17可看出,有无锚杆作用时围岩塑性区范围基本差不多,在前方地层形成地塑性区延伸都约为11m左右,有加固圈时围岩塑性区较无加固圈时稍小. 3.4Ⅲ级大变形支护效果检验 3.4.1计算模型和计算参数 初期支护为30cm,不考虑锚杆加固时,Ⅲ级大变形三维计算模型如前所示;初期支护为28+20cm
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