浅埋大跨度隧道预应力锚杆锚固参数及支护设计研究

殷小亮 张艳博 钟 科 边文辉 杨贵均 王科学 姚旭龙

(1.中铁二局第二工程有限公司,四川 成都 610000;2.华北理工大学矿业工程学院,河北 唐山 063210;3.深部岩土力学与地下工程国家重点实验室,北京 100083;4.中国矿业大学(北京)力学与建筑工程学院,北京 100083)

随着我国地下空间的大力开发,城市地铁车站逐渐向着大跨度、大断面的方向发展,暗挖法施工具有结构灵活,对交通、管线、建筑影响低的优点,在北京、天津、重庆、青岛等地广泛应用。然而,在浅埋、大跨度条件的影响下,工程中往往面临着地质条件差、沉降量控制严格的难题,给城市建设带来了巨大挑战。为保障大跨度隧道的安全高效施工,诸多学者围绕施工、支护方案展开研究,取得了良好的应用效果。谭忠盛等[1]研究大断面开挖方法时采取超长小导管、预留核心土的方式,使得拱部围岩压力降低55%,并为掌子面前面的滑动区提供了支撑力,实现了围岩的控制;杨云等[2]针对隧道穿过卵石土层,采用了双侧壁导坑法、拱部管棚的支护体系,通过降低隧道的跨度保障了施工的安全性;李讯等[3]建立数值模型,基于双侧壁导坑法设计了3 类开挖工法,对比了管棚间距、管棚直径、拆除横撑后的围岩变形特征,成功指导了现场的支护设计;罗彦斌等[4]在大跨度隧道中采用CD 法,研究了先行、后行导洞在开挖—支护—拆撑过程中的结构承载模式,发现钢支撑轴力以受压为主,应力集中部位为拱脚处;林从谋等[5]研究了CD法在大跨度隧道扩建过程中的围岩力学演化特征,发现对拱部围岩的控制是减小最终沉降量的关键;陈洁金等[6]开展了三台阶七步法、三台阶临时仰拱法数值分析的对比研究,证明分部开挖步数少的方案对地层的扰动低,临时仰拱的支撑作用使围岩塑性区得到有效控制。

在隧道中面临高地应力、软岩大变形等难题时,诸多学者设计锚喷支护体系,通过预应力锚杆调动围岩的自承能力,以提高围岩稳定性。田四明等[7]分析了预应力锚杆作用下的围岩—支护的相互作用机制,提出了以超前注浆—预应力锚杆—高强混凝土为核心的支护体系,并在工程中进行了效果分析;陶志刚等[8]基于NPR 恒阻大变形预应力锚索,对比了六类支护方案在软岩大变形隧道中的数值模拟及现场应用效果,提出了长短锚索相结合的支护体系;汪波等[9]在软岩隧道中提出了及时主动支护的支护理念,证明主动支护比被动支护位移量降低了60%,塑性区减小了80%;屈彪等[10]对比了预应力锚杆与注浆锚杆在复杂应力状态下的影响效果,阐述了主动支护的优越性;秦忠诚等[11]通过理论计算与数值模拟手段,证明主动支护对围岩变形与塑性区的范围具有一定的控制作用。

目前,在浅埋大跨度隧道的支护设计中,通过设置临时支撑的方式降低隧道跨度,注浆锚杆改善围岩的性质达到控制变形的目的。以预应力锚杆为核心的主动支护体系对围岩的变形控制具有显著优势,但常应用于深埋巷道中,对于变形量要求严格的浅埋大跨度隧道的适用性、支护设计体系尚未形成统一的认识。因此,以青岛地铁6 号线华山一路站为研究对象,针对锚杆的预应力、长度、间排距进行了数值分析,探究围岩的变形控制效果,并开展试验确定锚杆的合理锚固参数,最终对工程现场的应用效果进行验证,以期为浅埋大跨度隧道的应用提供技术参考。

锚杆的预应力作用于锚头端与自由段,实现了预应力由隧道表面的浅部围岩向围岩深处的传递,如图1 所示,锚头与锚固段尾部分别通过预应力对围岩进行压缩,形成局部锥形压缩区域,应力沿锚杆自由段进行传递,在一定支护密度下形成了连续的组合承载拱,此时锚杆与围岩形成共同承载体系,裂隙经压密后提高了围岩的整体性,围岩的弹性模量、内摩擦角、黏聚力等力学参数得到相应的提升。

图1 承载拱效应图Fig.1 Load-bearing arch effect diagram

锚杆作用下承载拱的厚度α为

式中,b为锚杆自由段长度;r0为隧道的曲率半径;r为隧道半径;s1为锚杆的间距。因此,锚杆支护区域的大小、锚杆的长度、支护密度与隧道的承载能力具有相关性。

在隧道开挖后,临空面径向应力σ3变为0,切向应力σ1应力集中,如图2 曲线①所示,如不及时支护,σ1将增大至2σ1,岩体的莫尔应力圆半径增大,岩体将发生破坏。而对于传统被动支护方案,由于无法提供及时主动支护力,σ3依然为0,切向应力的集中使σ1变为σ1-2,摩尔应力圆与库伦包络线相交,此时支护失败,如曲线②所示。以预应力锚杆为核心的主动支护方案,通过补偿径向应力σ3,切向应力σ1的集中程度降低,由σ1变为σ1-3,使摩尔应力圆控制在库伦包络线内,隧道支护成功;另一方面,锚固区域内的岩体的黏聚力、内摩擦角增大,库伦包络线由④变为曲线⑤,支护后岩体的破坏阈值增大。

图2 开挖支护摩尔—库伦曲线Fig.2 Excavation support Moore-Coulomb curves

由锚杆与围岩共同形成的承载体,仍满足岩体破坏的摩尔—库伦准则,即

式中,σθ、σr、σc分别为切向应力、径向应力与岩石单轴抗压强度;φ为内摩擦角。

围岩在支护前后强度提升过程中,根据图2 中库伦破坏线的变化轨迹,存在关系

则支护区域内复合岩体的黏聚力c∗、内摩擦角φ∗、岩体强度分别为

公式中β为锚杆的支护密度因子[12],其大小为

式中,d为锚杆直径;r为隧道半径;s1、s2为锚杆的间排距。

对于支护后复合岩体的弹性模量E∗,受锚杆弹性模量E2与围岩弹性模量E1共同影响,具有以下等效关系:

即

2.1 工程概况

青岛地铁6 号线华山一路站位于华山一路、海岸大道交叉口,设计为远期线路的换乘车站,为重要的交通枢纽。车站设计为单拱直墙平地板衬砌结构,采用初支拱盖法施工,洞身主要位于微风化辉绿岩与微风化花岗岩中,地下水水量少,围岩以Ⅳ1 级为主,岩体整体较为完整,局部存在节理裂隙发育,岩体质量破碎。车站平均埋深为33 m,主体长度为205 m,宽度23.4 m,高度17.6 m,断面面积364 m2,属于浅埋超大断面隧道。

2.2 开挖支护方案

采用上中下分部台阶法开挖,如图3(a)所示,开挖步序为上台阶、中台阶、下台阶(①→②→……→⑩),间隔15 m 后开挖下1 个导洞。支护体系为预应力锚杆、钢拱架、混凝土衬砌的方案,初支结构的施工工序为:混凝土初喷→预应力锚杆施工→钢拱架架设→混凝土复喷,锚杆采用六肋螺旋NPR 锚杆,破断强度为1 050 MPa,支护体系由夹片式锁具、托盘组成,通过锚固剂进行锚固。

图3 开挖支护方案Fig.3 Excavation support program

3.1 锚杆长度

根据松动圈理论[13],锚杆长度L应满足以下条件:

式中,K为安全系数;L1为松动圈深度;L2为锚固长度;L3为锚杆外露长度。其中安全系数取2.5,通过现场松动圈测试,厚度在0.8～1.1 m 之间,锚杆外露段长度为0.1～0.2 m,锚固长度取临界锚固长度在1.2～1.6 m 之间。因此锚杆的最佳长度为3.5～4.5 m,考虑安全储备与材料费用等因素,确定预应力锚杆的长度为4 m。

3.2 锚固长度

在浅埋隧道中预应力锚杆的应用仍处于起步阶段,合理的锚固参数关系着预应力锚杆的锚固效果。因此开展现场试验,通过锚杆的应力传播规律以确定合理的锚固长度,锚杆为现场应用的微观NPR 锚杆,具有高强高韧恒阻吸能特性[14]。试验现场如图4(a)所示,其中,锚杆长度为4 m,设计80、120、160、200 cm 4 个锚固长度,锚固段长度占锚杆总长度的比率分别为20%、30%、40%、50%。对锚杆进行切槽后粘贴应变片,应变片布置如图4(b)所示,间距为40 cm,为避免应变片在搅拌锚固剂过程中损坏,采用树脂硅胶将应变片、数据导线沿切槽密封处理。加载过程为分级加载,通过张拉机具液压系统进行控制,分级载荷为50、100、150、200 kN。

图4 锚杆现场试验Fig.4 Anchor field test

锚固段的剪应力分布通过以下公式进行求解:

式中,εi为i点处的锚杆应变值;E、A、d分别为锚杆的弹性模量、截面积与直径;Δx为应变片之间的距离。

通过样本点的数据将整体的分布趋势进行刻画,对剪应力值进行多项式拟合,结果如图5 所示。

由图5 可知:

图5 不同锚固长度剪应力分布Fig.5 Distribution of shear stress at different anchorage lengths

(1)在不同预应力状态下,随着载荷的增大,低载荷状态下(50、100 kN)预应力峰值集中在锚固段端部起始位置,150 kN 时出现预应力峰值出现在40 cm 处,当载荷增大至200 kN 时,剪应力峰值继续后移,由于剪应力的转移载荷点可作为锚固界面的破坏阈值,因此锚固界面在150 kN 状态下发生破坏。

(2)随着载荷的增大,80、120、160、200 cm 工况下,锚固长度的剪应力峰值均由锚固段起点向深部转移,表明锚固界面呈现渐进破坏特征,破坏位置由自由段与锚固段交界处向锚固体尾部转移,不同位置剪应力峰值均分布在7 MPa 左右,证明锚固段的均质性较好。

(3)随着锚固长度的增加,剪应力的分布范围呈增大趋势,锚固体承受外界载荷的能力上升。其中,锚固长度为20%～30%时安全储备较低,200 kN 时剪应力峰值已经接近锚杆尾部,当锚固长度占锚杆总长度的40%～50%时,锚固体的安全储备较高,建议在现场进行应用。

4.1 数值模型建立

建立车站地质模型如图6 所示。模型尺寸的长×宽×高分别为100 m×40 m×80 m,从上至下依次为素填土、粉质黏土、强风化花岗岩、中风化花岗岩、微风化花岗岩,隧道洞身主要位于微风化花岗岩中,地层参数如表1 所示。在数值模型中,围岩和衬砌结构采用实体单元,格栅钢架采用beam 单元,锚杆均采用cable 单元模拟,通过切断锚杆最外端的锚杆单元与围岩的连接,重新建立围岩刚性接触以模拟托盘,锚杆预应力施加在自由段,模型破坏服从摩尔—库仑准则。

图6 数值模型建立Fig.6 Numerical modeling

表1 地质力学参数Table 1 Geomechanical parameters

4.2 锚杆预应力

锚杆在0、40、80、120 kN 预应力状态下,在导洞①～④拱部开挖完成、⑤～⑩部隧道开挖完成的围岩变形特征如图7 所示。其中最高位移量在图中标识,由图7 可知:

图7 z 向围岩位移云图Fig.7 z-direction surrounding rock displacement cloud map

(1)在不同预应力状态下,拱部开挖后的变形量均占总变形量的90%以上,证明减小拱部开挖的变形是控制围岩变形的关键。

(2)随着预应力的增加,拱部变形量>6 mm 的范围逐渐减小,最高变形量逐渐降低,常规锚杆支护状态下(无预应力)的z向的沉降量最高,最高值为10.5 mm,由0 kN 上升至40 kN 时变形量减小3.8 mm,变形控制效果显著,当预应力增加至80、120 kN过程中,最高变形量分别下降0.8、0.4 mm,控制效果逐渐降低。

(3)主动支护控制围岩的变形效果显著,尤其在拱部开挖完成后,中、下台阶⑤～⑩导洞开挖过程中仅变化0.2～0.3 mm,与无预应力相比变形量改善了28%。

不同预应力支护状态下塑性区的分布状态如图8 所示,分别在图中将拱部、拱脚、边墙的塑性区深度进行标识。

由图8 可知:

图8 塑性区分布Fig.8 Plastic zone distribution

(1)常规锚杆支护(无预应力)状态下,塑性区分布状态为拱部<拱脚<边墙处,其中拱部塑性区的深度为0.9 m。

(2)在主动支护的状态下,塑性区的分布范围逐渐降低,拱部塑性区消失,40 kN 状态时拱脚、边墙的塑性区深度为1.3、2.3 m,与无预应力状态相比降低了40.9%、34.3%。

(3)随着预应力的增大,拱脚塑性区分布范围逐渐降低,在80 kN 时塑性区深度为0.9 m,120 kN 时深度接近于0,锚杆所持预应力值越高,隧道塑性区分布范围越低。综上所述,锚杆的预应力值越高,围岩的变形量与塑性区的分布控制效果越好,而从锚杆支护设计角度而言,为获取足够的安全储备,锚杆的预应力值一般为杆体屈服强度的30%～50%,因此对锚杆材料的性能提出了更高的要求。

4.3 锚杆间排距

锚杆预应力为120 kN 状态下,在1.3 m×1.3 m、1.3 m×1 m、1.3 m×0.75 m间排距作用下应力分布如图9 所示,将围岩的竖向位移与水平位移在图中进 行标识。

图9 z 方向围岩应力云图Fig.9 z-direction surrounding rock stress cloud

由图9 可知:

(1)随着间排距密度的增加,隧道的竖向位移由5.7 mm 下降至5.4 mm,水平位移由1.6 mm 减小为1.3 mm,围岩变形均得到了一定程度的控制。

(2)拉应力区主要集中于左右拱脚部位,呈对称分布,在间排距密度由1.3 m×1.3 m 上升至1.3 m×0.75 m 的过程中,拉应力由3.97 MPa 减小到3.86 MPa。综上所述,随着锚杆的支护密度的提升,围岩的变形与应力均得到了一定程度的控制,但提升效果不显著,因此,追求锚杆的支护密度的同时,给现场带来了极大的材料、人工、时间的成本支出,在满足变形要求与现场施工的同时,拟在Ⅳ1 级围岩采用1.3 m×1 m 支护密度,Ⅳ2 级围岩裂隙发育的区域采用1.3 m×0.75 m 的支护密度。

5.1 支护及监测方案

基于以上分析,在现场采用分部台阶法开挖,以预应力锚杆为核心的支护体系,具体支护参数如表2所示。

表2 支护参数Table 2 Support parameters

为获取支护结构的长期受力状态,在现场进行围岩位移、格栅应力、锚杆轴力的监测,监测传感器及布设位置如图10 所示,其中,通过全站仪在隧道的拱顶、左右拱腰进行监测;锚杆轴力计在导洞①、②、③开挖完成后分别布置在拱顶、左拱脚、右拱脚3 个点位;钢筋计布置在靠近围岩一侧,跟随开挖进度分别布置在拱顶、左右拱腰、左右拱脚5 个位置。

图10 监测布置Fig.10 Monitoring layout map

5.2 围岩变形

图11为隧道开挖过程中的拱顶、左拱腰、右拱腰的变形过程,从监测结果来看,现场应用效果与数值模拟结果保持一致,在隧道开挖完成后围岩累计沉降量分别稳定在-5.7、-5.2、-5.1 mm,安全系数高,仅为变形预警值(20 mm)的28.5%、26%、25.5%。

图11 围岩变形时程曲线Fig.11 Time course curves of rock deformation

在高预应力锚杆的主动支护作用下,围岩主要分为变形加速、发展、稳定3 个阶段。

(1)变形加速阶段(导洞①):在导洞①开挖过程中,监测断面紧邻掌子面,此时支护结构受爆破施工扰动作用强烈,围岩的变形具有“时间短、沉降量高”的特征,沉降速率达到峰值,12%的时间内占总变形量的55%。其中,拱顶处的变形速率与变形量均高于左、右拱腰处,与数值模拟结果趋势一致,左右拱腰处变形协调,变形量均在1.6 mm 左右。

(2)变形发展阶段(导洞②～④):此阶段内围岩的沉降量持续发展,导洞在分步开挖过程中围岩经历了“平衡—开挖扰动—二次平衡”的循环过程,且具有区域性的变形特征。随着导洞②的向前扩挖,围岩的变形速率为拱顶>左拱腰>右拱腰,导洞③向前扩挖过程中的变形速率为拱顶>右拱腰>左拱腰,当①～③导洞开挖完成拱部初支结构完全成型,围岩抗扰动能力强,导洞④开挖期间围压变形速率大幅降低。

(3)变形稳定阶段(导洞⑤～⑩):在拱部开挖完成,中台阶、下台阶开挖对拱部沉降量的影响极低,围岩应力处于平衡状态,90 d 内累计沉降量上升0.2 mm,仅占总变量的4%。

5.3 格栅应力

格栅钢拱架长期监测过程如图12 所示,图中正值表示压应力,负值表示拉应力。

图12 格栅应力时程曲线Fig.12 Grating stress time course curves

由图12 可知:

(1)拱部格栅拱架应力均以压应力为主,应力的变化主要集中在拱部①、②、③导洞开挖过程中,在拱架支护前期,支护结构尚未闭合,存在局部受拉的情况,导洞①开挖时格栅拱架受力集中应力快速上升,伴随着掌子面的向前推进,应力逐渐趋于稳定,当导洞②、③开挖时再次受爆破扰动的影响,支护结构稳定状态打破,支护结构发生受力转换,受拉状态逐渐转化为受压,在拱部初支结构完成后,中台阶、下台阶开挖对支护结构的影响较小,钢筋应力维持稳定。

(2)拱顶处的应力值最高为48.2 MPa,格栅应力介于钢材的屈服强度的5%～25%,处于弹性变形阶段,拱架所持安全系数高,最小压应力为右拱脚处,仅为8.3 MPa。由此可见,在预应力锚杆的支护作用下,格栅拱架作用不明显,建议在设计中适当增加格栅拱架间距,降低材料成本。

5.4 锚杆轴力

分别在导洞①、②、③开挖后在隧道的拱顶、左、右拱脚安装锚杆计进行轴力监测。在现场施工过程中,预应力设计值为120 kN,为克服预应力损失的现象,超张拉至设计值的1.2 倍,受张拉工艺、锚具等因素的影响,锚杆在张拉后轴力往往锁定在110～130 kN 区间内。

与初始张拉值相比,锚杆轴力稳定后的平均变化量仅4.2 kN。如图13 所示,变化率为3.5%,证明以预应力锚杆为核心的主动支护体系在隧道施工过程中应力状态稳定。随着导洞的开挖,锚杆轴力经历了预应力快速损失、预应力波动、预应力稳定3 个阶段。锚杆在张拉结束后进入预应力快速损失阶段,短时间内预应力急速降低,此时监测断面紧邻掌子面,隧道的支护结构尚未闭合抵抗爆破扰动能力弱,在3～5 d内下降量在3～6 kN;随着掌子面的向前推进,支护结构逐渐稳定刚度较高,仅当监测断面附近导洞向前扩挖时锚杆轴力发生波动,上升、下降量仅1.9 kN;在拱部开挖完成支护结构成型后,锚杆与围岩发挥协调变形作用,中台阶、下台阶开挖对拱部支护结构影响较低,在岩体蠕变作用下,锚杆轴力缓慢上升并最终趋于稳定,变化量不超过0.1 kN/d。

图13 锚杆轴力时程曲线Fig.13 Anchor shaft force time course curves

(1)以预应力锚杆为核心的主动支护作用通过补偿径向应力σ3,降低切向应力σ1,使摩尔应力圆控制在库伦包络线内,同时锚固区域内岩石强度参数提高了,岩体的弹性模量、黏聚力、内摩擦角增大,支护后岩体的破坏阈值增大。

(2)通过现场拉拔试验表明,当锚固长度占锚杆总长度的40%～50%时,锚固体的安全储备较高。随着张拉载荷的增大,剪应力峰值均由锚固段起始点向尾部逐渐转移,当锚固长度为20%～30%在200 kN状态下,剪应力峰值已转移至锚固段尾部,存在锚固界面失效的风险。

(3)不同支护状态下数值计算结果显示,拱部开挖是控制围岩变形的关键,变形量均占隧道总变形量的90%以上,与常规支护(0 kN)相比,主动支护控制围岩的变形效果显著,随着预应力的增大,围岩沉降量与变形范围呈下降趋势,且拱部塑性区逐渐消失,拱脚与边墙塑性区的深度不断降低。

(4)主动支护对围岩的变形控制效果优异,在高预应力的支护作用下,围岩累计沉降量划分为变形加速、发展、稳定3 个阶段,最终变形量均控制在控制值的30%以下;格栅拱架以压应力为主,最高压应力出现在拱部,仅为48.2 MPa,支护安全储备高;随着导洞的开挖,锚杆轴力经历了预应力快速损失、预应力波动、预应力稳定3 个阶段,隧道开挖完成轴力稳定后的平均变化量仅4.2 kN,主动支护体系在隧道施工过程中应力状态稳定。