浅埋拱顶下深埋隧道围岩稳定性分析

浅埋拱顶下深埋隧道围岩稳定性分析

1地下工程中围岩压力的研究进展隧道围岩压力理论的发展已经经历了近一个世纪的历史。它经历了古典压力理论、散体压力理论和弹塑性变形压力理论三个阶段，弹塑性变形压力理论经历了分析计算法、数值计算法和数值边界分析法三个阶段。上世纪初期是古典压力理论阶段。该理论认为,作用在支护结构上的压力是其上覆岩层的重力产生的。可以作为代表的有海姆(HeimA.)、朗金(RankineW.J.M.)和金尼克(ДинникA.H.)理论。其不同之处在于,他们对地层水平压力的侧压系数有不同的理解和假设。20世纪中期,随着开挖深度的增加和土力学的发展,发现古典压力理论不符合实际情况。于是又出现了散体压力理论。该理论认识到岩土中存在拱作用。认为地下工程埋置深度较大时,作用在支护结构上的压力,不是上覆岩层重力产生的,而只是围岩坍落拱内的松动岩体重力产生的。对于深埋隧道,代表性的有普氏(ПротолъяконовM.M.)理论,支护上承受的压力是围岩坍落拱内的松动岩体重力,把围岩压力视作纯粹的荷载。对于浅埋隧道,支护上承受的压力是上覆土层重力与上覆土层和相邻土层摩阻力之差,可作为代表的有太沙基(TerzaghiK.)理论。这种理论也与其支护工程与围岩不能及时紧密接触的施工条件有关。但是没有认识到围岩的坍落并不是形成围岩压力的唯一来源,亦即不是所有的地下工程都存在坍落拱;更没有认识到地下工程主要围岩压力并不是松散压力而是形变压力;也无法理解通过稳定围岩,以充分发挥围岩的自承作用问题。20世纪后期,随着弹塑性理论!有限元法与锚喷支护的发展,基于弹塑性理论的隧道破坏机制不断完善,并应用弹塑性解析解与数值解求解隧道形变压力。1962年,卡斯特奈(KastnerH.)称它为真正地层压力。20世纪70年代起,我国教科书上称它为“变形压力”或“形变压力”。加上地下工程施工工艺的进步、弹塑性理论与数值分析的发展,围岩压力进入弹塑性理论阶段。应用弹塑性理论研究围岩压力,具有代表性的有著名的芬纳(FennerR.)-塔罗勃(TalobreJ.)公式和卡斯特奈(KastnerH.)公式。1978年,国际隧道工程专家在巴黎的会议上指出有望采用基于围岩与支护共同作用的特征线法解决隧道工程设计问题,随后国际上获得了相应的解答,特征线法成为当时隧道设计的流行解法。而在我国,1978—1982年期间导出了圆形隧道的弹塑性、粘弹塑性位移解与围岩压力解析解答,形成了特征线解法。这些成果都录入在1983年出版的《地下工程围岩稳定分析》中。但对于复杂问题解析解无能为力,虽然数值分析方法较早引入到隧道稳定分析,但国内外主要在1980年以后才逐渐普及起来,国内外编制了国际通用软件和Plaxis,FLAC,Madas,GeoFBA等许多岩土及地下工程的专用软件。一些重大工程设计采用隧道围岩与衬砌结构共同作用理论来求解,并开始纳入设计规范。目前,数值分析方法和传统极限分析方法都不能求出隧道的稳定安全系数,从而无法做到合理设计。1975年,英国力学家辛克维兹(ZienkiewiczO.C.)提出了有限元强度折减法,可以采用数值分析求解稳定安全系数,初步形成了数值极限分析方法。2004年,胡文清等、郑颖人等和张黎明等等首先应用有限元强度折减法求解隧道围岩安全系数,并扩大其功效,还可求出隧道的破坏状态,从而推进了隧道破坏机制与设计方法的研究。由于工程地质与岩土的复杂性,目前隧道工程设计主要采用工程类比经验方法,而且还会持续一个较长时期。但随着各种手段的应用,对围岩压力认识的加深,以及力学方法和计算技术的发展,必然会使隧道工程走入科学理论和定量设计计算的阶段。本讲座旨在探索新的力学方法、各种围岩压力理论的适用性以及新理论、新方法在隧道设计中的应用,加速研究的进程,为解决隧道工程设计提供技术支持。2巷道围岩变形压力隧道的破坏机制取决于围岩的力学性质与受力机制。有些岩土在挖洞后岩体局部松散脱落,对支护形成松散压力;有些岩土开挖后变形受到支护的约束,对支护形成形变压力;在一些膨胀性岩土和发生岩爆的岩土中,则会形成膨胀压力与冲击压力。但在常遇的一些岩土中,形变压力是隧道的主要围压;浅埋隧道和在结合不良节理岩体中的深埋隧道,尤其是大跨度隧道,常会形成松散压力,出现岩体局部塌坍和个别掉块。不同的围岩压力需要采用不同的方法进行计算,但常遇的是隧道的形变压力。应视围岩为弹塑性体,而不是纯粹的荷载。下面以弹塑性理论进行分析。2.1深埋隧道破坏机制2.1.1破坏机制分析不同的围岩压力理论形成的围岩破坏机制显然是不同的。图1列出了基于散体理论的破坏机制,认为拱顶出现松散塌落破坏,对支护形成松散压力,压力位于顶部,而与埋深无关。图2示出基于弹塑性数值分析的破坏机制,由于未能求出围岩破坏状态,只能从塑性区分析,侧向塑性区大,认为压力主要来自两侧。图3列出基于数值极限分析的破坏机制,示出了围岩破坏时的塑性区与破坏区,图中黑线以内为围岩破坏区。上述表明,基于散体理论的破坏机制与基于弹塑性数值分析的破坏机制是截然不同的;而基于散体理论的破坏机制与基于数值极限分析的破坏机制基本理念相同,只是前者不能显示破坏状态,而后者则可以。2.1.2模型试验与数值模拟试验破裂面位置模型试验采用自制的模型试验设备,试验模型内的土体尺寸为40cm×52cm×15cm(长×高×厚),如图4所示。试验材料为砂子,胶结材料为石膏、水泥和滑石粉,加一定量水拌和而成。其物理力学参数为:弹性模量为70MPa,泊松比为0.32,重度为17.80kN/m3,黏聚力为0.116MPa,内摩擦角为21.8°。试验采用压力机在模型顶部进行分级加载直至隧道发生破坏,如图5所示。设计5种试验方案,其隧道尺寸有所不同。模型试验与数值模拟结果见表1。从表1可以看出:模型试验得到的破坏荷载与数值模拟得到的破坏荷载接近,模型试验破裂面与洞壁的最大距离和数值模拟破裂面与洞壁的最大距离也接近。从而验证了数值极限分析方法的可行性。上述围岩破裂面的位置与形态是根据隧道发生破坏时,必然会使破裂面上的位移或塑性应变发生突变的原理来确定的。根据这一特征,可以采用有限元强度折减法通过数值模拟来确定破裂面的位置。先找出各断面上等效塑性应变的突变点,然后将各点连成线,此线即为破裂面的位置。如图6(a)为围岩等效塑性应变图,分别截取1—55个断面,应用AN-SYS自带的路径映射工具将各个断面的等效塑性应变映射到路径上,给出各路径上等效塑性应变与x坐标的曲线关系图。如图6(b)—6(f)所示分别为断面1—5的关系曲线。由图6(b)可知,断面1等效塑性应变突变的点位于x=0处;由图6(c)可知,断面2等效塑性应变突变的点位于x=3.73cm处;由图6(d)可见,断面3等塑效性应变突变的点位于x=4.21cm处;由图6(e)可见,断面4等效塑性应变突变的点位于x=2.82cm处。在等效塑性应变图中找出突变点的位置连成线,可以得到破裂面的位置,如图6中的黑线所示。2.2隧道拱顶破裂面进行浅埋隧道破坏模型试验,与数值模拟结果比较。浅埋隧道模型洞跨8cm,洞高12cm,洞深15cm,从拱顶算起埋深为4cm。图7为模型试验与数值模拟结果图。如图7(a)所示,当加压到25kN时,隧道拱顶出现了明显裂缝。当加压到28kN时,隧道拱顶2条裂缝贯通,即将垮落;同时,墙角外侧,出现向上的断续裂缝。图7(b)为计算机模拟出的破裂面,当压力为26kN时,计算不收敛,拱顶土体破裂。图7(a)和7(b)中破裂面十分接近。通过实验与数值分析可以看出,浅埋隧道的破坏是拱顶土体中裂缝不断发展演化后,与地表面贯通破坏的过程。可见,浅埋隧道围岩破坏部位在拱顶,当拱肩与地表贯通形成破裂面时,无支护时土体在自重作用下塌落。浅埋时,围岩与衬砌也可用形变压力来计算;当拱顶上方衬砌与岩体有空隙时或围岩稳定性差时,衬砌还应采用松散压力来验算。2.3大埋深围岩破坏机制由上可知,隧道破坏机制与埋深有关。下面采用有限元强度折减法,对一个洞跨12m!高5m的矩形隧道与一个洞跨12m!高5m!拱高3m的直墙拱形隧道进行分析研究,计算参数如下:弹性模量为100MPa,泊松比为0.3,重度为18kN/m3,黏聚力为0.04MPa,内摩擦角为22°。图8和图9列出了不同埋深下2种洞形的破坏情况及安全系数。由图8(a)可见,当埋深为3m时,最大的塑性应变在拱肩处,破裂面自拱肩处出发,呈拱形直至地表,但拱未合拢,表明浅埋在拱顶破坏,安全系数为0.52。由图8(b)可见,当埋深为9m时,破裂面自拱肩处出发,呈拱形直至地表,形成浅埋条件下的压力拱,称为浅埋压力拱,浅埋压力拱的形成与埋深有关,它是浅埋与深埋的分界线,安全系数为0.66。由图8(c)可见,当埋深为10m时,拱顶上方浅埋压力拱逐渐消失,同时形成了深埋压力拱,即一般常说的普氏压力拱,拱高5.0~6.0m,它是深埋隧道在未出现侧壁破坏时的普氏压力拱,安全系数为0.7。可见,当埋深为10m时出现了突变,由浅埋转为深埋。由图8(d)和8(e)可见,当埋深为15m和18m时,最大的塑性应变在拱角,此时逐渐形成2条破裂面:一条是拱顶上已形成的普氏压力拱,另一条是在侧面逐渐形成的破裂面,破裂面自拱角至墙脚上面。随埋深增大,由破坏面转至侧向,直至当埋深为18m时,开始出现侧壁破裂面,安全系数均为0.7。可见,当埋深为10~18m时,安全系数不变,表明深埋普氏压力拱与埋深无关。由图8(f)可见,当埋深为50m时,与18m时基本相同,但侧壁破裂面明显先破坏,安全系数降为0.61。可见,隧道埋深在1m至18m,安全系数从0.3增大到0.7,表明埋深越浅越不安全;当埋深18m至50m时,安全系数从0.7降低到0.61,表明埋深越增大越不安全。由上可见,矩形隧道破坏机制随埋深增加而变,该隧道可以划分为如下3个阶段:埋深0~9m时为浅埋顶部破坏阶段;埋深10~18m时为深埋压力拱破坏阶段;大于18m时为深埋两侧破坏阶段。当埋深为18m以上时,无论是出现浅埋压力拱还是深埋压力拱,破坏都在拱顶;当埋深为18m以下时,侧壁先破坏,出现片帮冒顶,造成工程事故,直至形成破坏后的塌落平衡拱。对于拱形隧道,其破坏机制与矩形隧道基本相同,但不存在普氏压力拱阶段,因为洞顶本身就是拱形的,表现为浅埋时拱顶围岩破坏,深埋时侧向围岩破坏。如图9与图10所示,当土体强度参数为c=0.07MPa,ue788=22°与c=0.04MPa,ue788=22°时,计算在同一埋深下等效塑性应变图,发现两者破坏时图形基本一样,但两者的安全系数不同,显示出土体强度越高,安全系数越大。深浅埋分界深度也因此一样。这表明这一分界深度只与洞形、洞跨有关,而与土体强度无关。这一分界深度只表示围岩强度降低到破坏时深浅埋破坏机制不同,而形成的分界深度,并不表示当前工程上实际采用的分界深度,后者还要考虑环境影响以及围岩强度大小等因素,并不是所有围岩都会达到破坏状态。3节省岩体隧道的破坏机制3.1节理岩体力学参数岩体中存在各类岩体节理裂隙,节理裂隙的抗剪强度明显低于岩石的抗剪强度,在这种强度不一的岩体中其破坏机制必然有所变化。节理岩体的力学参数如表2所示。图11和表3列出模型试验与数值模拟的结果。由表3可以看出,模型试验得到的破坏荷载与数值模拟得到的破坏荷载十分接近,而且模型试验破裂面与洞壁最大距离和数值模拟破裂面与洞壁最大距离两者也十分接近,表明数值方法用于分析节理岩体隧道的破坏机制也是可行的。3.2有限强度法的分析与节省成本效益的岩体隧道稳定性3.2.1种节理强度模型的计算结果比较为研究不同节理倾角时节理隧道的破坏状况及安全系数,需要选用岩体节理力学计算模型(见图12)。在计算软件中一般提供无厚度节理单元模型,此外也可采用有厚度的软弱夹层来模拟岩体节理。计算表明,采用的软弱夹层厚度可能大于实际节理厚度,但只要抗剪强度不变,也可以计算出较好的结果。2种力学模型的计算结果相近,但后者更为方便。本文采用软弱夹层模型,计算应用有限元强度折减法,由此计算出破坏状态与稳定安全系数。计算中变化5种节理倾角(0°、30°、45°、60°、90°),间距采用2m,岩石与节理强度参数,见表4。隧道跨度10m,侧墙高10m,拱高5m,左右侧边墙角成半径1.5m的圆角以减小应力集中的影响,隧道埋深为50m。隧道范围左右两侧和隧道下部均考虑5倍跨度的围岩,为消除节理贯穿边界对模型边界的影响,节理范围考虑上下左右侧各3倍跨度,其余按岩石材料考虑。围岩左右两侧边界取为水平向约束,下部边界取竖向约束。按照平面应变问题进行计算。3.2.3不同节理倾角下隧道的稳定性分析由于节理的存在,在开挖过程中易发展形成塑性区,特别在远离开挖隧道周围也出现了部分节理塑性区,但无法形成贯通的破裂面,对隧道破坏不会有大的影响,因此,以下的分析主要是针对隧道周围围岩而言的。图13示出破坏状态时不同节理倾角下隧道的塑性应变图。当变化节理倾角时,对于α=0°,即节理成水平夹角时,隧道破裂面类似于匀质隧道对称分布于两侧,如图13(a);对于α=30°、45°,隧道破裂面随节理倾角变化相应旋转,分布于节理倾向的上下游,如图13(