鋼管混凝土樁加固巨型溶洞回填體離心模型試驗研究

賀琛方 蘇謙 蘇芮 董敏琪 李艷東，3 王迅

1.西南交通大學 土木工程學院，成都 610031；2.中交第二公路勘察設計研究院有限公司，武漢 430056；3.中鐵第一勘察設計院集團有限公司，西安 710043

根據(jù)溶洞特點、規(guī)模及修建結(jié)構(gòu)物重要程度，回填體沉降變形控制主要采取整體回填、架橋跨越和變更線路三種方法［1-3］，整體回填又包括換填、注漿加固、樁基處理等措施［4-8］，其中樁基處理應用較為廣泛。李東存等［9］對多種樁進行對比分析，得出剛性樁在溶洞處置中沉降控制效果好、經(jīng)濟性強，可推廣使用。白元光［10］基于數(shù)值仿真分析，研究了樁徑對回填體基礎(chǔ)沉降的影響，并對樁徑的選擇提出了建議。張孝偉等［11］依托巫山縣早陽隧道項目，運用理論分析、數(shù)值仿真等手段，提出了一種山區(qū)巖溶區(qū)域樁基處置方案。此外，國內(nèi)外學者圍繞填料的應力、摩擦角、彈性模量、抗剪強度等指標開展了試驗研究和理論分析，得出了影響指標性能的相關(guān)因素［12-14］。綜上，相關(guān)學者對深厚回填體沉降變形及控制措施進行了一定的研究，但高速鐵路穿越巨型溶洞大廳且下臥不均勻軟土層工程案例及研究相對較少。

本文以成貴高速鐵路玉京山隧道巨型溶洞大廳施工為背景，采用離心模型試驗方法，對管樁加固的土體進行模擬及分析，探究回填體長期沉降和承載特性，評估現(xiàn)場施工方法對沉降的控制效果，為今后類似工況提供一種處置方法。

1 工程概況

玉京山隧道位于成貴高速鐵路興文—威信區(qū)間，云南省威信縣境內(nèi)，設計時速250 km，為單洞雙線隧道，全長6 306.28 m，最大埋深350 m。在隧道掘至D3K279+948 時，上臺階開挖揭示掌子面前方下部發(fā)育一巨型溶洞大廳（圖1），呈穹隆狀，沿線路方向發(fā)育約100 m，垂直線路方向發(fā)育約200 m，平面呈蠶豆狀態(tài)，頂部與底部高差50～120 m，隧道于溶洞大廳頂部穿過。

圖1 溶洞大廳

鑒于大廳頂部掉塊嚴重，按照“全回填，后開挖，最后采用鋼管混凝土樁加固”方式進行溶洞處理。溶洞底部充填物厚30～90 m，其表層為厚0～15 m 軟黏土，下部為溶洞洞壁坍落形成的碎塊石土。碎塊石土局部夾厚0～15 m 軟黏土，土質(zhì)不純，其中夾5%～40%灰?guī)r質(zhì)碎塊石，局部為厚2～5 m飽和粉砂。

選擇黏土層厚度最大且坡度較陡的K3D279+913斷面（圖2）為原型，探究沉降控制效果及處置方案的合理性。

圖2 隧道位置及巖土層分布示意（單位：m）

2 試驗模型設計

2.1 試驗設備

采用TLJ?2 型土工離心機（圖3），有效旋轉(zhuǎn)半徑2.7 m，離心加速度范圍10g～200g，10g下有效荷重最大10 t，200g下有效荷重最大0.5 t，模型箱尺寸為800 mm × 600 mm × 600 mm。

圖3 TLJ?2型土工離心機

2.2 相似關(guān)系

在離心模型試驗中，各項指標需要和原型呈現(xiàn)某種確定性的對應關(guān)系（稱相似比［15］）。本試驗主要參數(shù)及相似比見表1。其中，a為試驗加速度相較于重力加速度g的倍數(shù)。

表1 離心模型試驗參數(shù)相似比（原型/模型）

綜合考慮現(xiàn)場工況、離心機參數(shù)指標、研究目標（長期沉降與承載特性）、試驗模型材料配置等因素，本次試驗的離心加速度確定為100g，密度相似比為1∶1，幾何相似比為1∶100。

2.3 試驗設計

2.3.1 模型材料選擇

1）隧道模型：隧道結(jié)構(gòu)選用石膏制作，通過式（1）確定材料厚度。

式中：dp、Ep、μp分別為原型厚度、彈性模量、泊松比；dm、Em、μm分別為模型材料厚度、彈性模量、泊松比；n為幾何相似比。

計算得出隧道模型厚度為5.06 cm。

2）土體模型：土體的密度、含水率和壓縮模量是本次試驗的主要控制參數(shù)。原型地基土層從上到下依次為洞渣層（回填層）、軟土層和碎石土層，通過室內(nèi)固結(jié)、擊實等物理力學試驗，確定模型土體材料。選取河砂代替原型土體中頂部洞渣層；選用川西黏土模擬中部軟土層；選用干砂模擬底部碎石土層，同時作為試驗的固結(jié)排水層。試驗模型主要控制指標見表2。

表2 試驗模型主要控制指標

3）鋼管混凝土樁模型：對于承受以豎向荷載為主的樁，按樁身豎向抗壓剛度（EA）和抗彎剛度（EI）相似要求選用模型樁［16］。因此，試驗所用剛性樁在滿足幾何相似基礎(chǔ)上，選擇空心鋁管進行模擬，樁長度25 cm、外徑1 cm、壁厚0.1 cm；為確保模型面積置換率與原型相同，確定每排模型樁數(shù)量為3 根，間距5.33 cm。試驗中樁自身的壓縮模量可忽略不計［17］，樁體采用小錘擊打的方式灌入土體。

2.3.2 量測方案

本試驗主要量測指標為沉降與土壓力。沉降通過位移計結(jié)合撐桿的方式進行測量，即撐桿一端打入土中需要量測的深度，另一端與位移計的測針接觸，土體發(fā)生沉降時帶動撐桿移動，進而使位移計產(chǎn)生數(shù)值變化，設備量程為10 mm，靈敏度為0.01 mm；土壓力通過微型土壓力盒測定，設備量程為2 000 kPa，靈敏度為1 kPa。量測設備如圖4所示。

圖4 量測設備

試驗分為A 和B 兩組，在下臥軟土層不均勻條件下，A 組模擬現(xiàn)場布設模型樁，B 組土體未進行任何處理以作對照。在兩組模型不同深度布置沉降測點，用來監(jiān)測不同深度的土體沉降發(fā)展情況；在A 組模型的樁頂面和附近土體中布置土壓力測點，用來監(jiān)測樁土應力變化規(guī)律，如圖5所示。

圖5 試驗模型尺寸與測點布置示意（尺寸單位：cm）

各組試驗測點監(jiān)測類別與編號見表3。此外，受限于模型箱尺寸，在填筑時無法使隧道模型完全放入箱中，隧道無法被填土完全覆蓋，但是考慮到隧道荷載相比于填土自重要大很多，因此缺失部分填土對樁體受荷的影響很小，可忽略不計。

表3 各組試驗監(jiān)測點信息

在模型箱玻璃面一側(cè)張貼刻度尺和亞克力板，亞克力板表面分層畫線，除墊層厚度為3 cm 外，其余各層均為5 cm。填筑模型時按照所畫刻度線進行分層填充并壓實，每層壓實完畢后在其表面布置白色圖釘作為示蹤點，用來觀察土層在試驗過程中沉降變化情況，如圖6所示。

圖6 試驗設備

2.3.3 試驗過程

根據(jù)試驗設計方案，分層填筑土體，并布置好示蹤點和傳感器。模型制作完畢后，將其固定到離心機上，采用連續(xù)加載方式，離心加速度達到100g后保持穩(wěn)定。通過固定在離心機轉(zhuǎn)軸上的采集設備定時采集數(shù)據(jù)，以有線光纖的方式將數(shù)據(jù)傳輸至監(jiān)控室計算機上，實現(xiàn)對數(shù)據(jù)的實時監(jiān)測。每組模型試驗運行時間為525.6 min，對應原型時間為10年。

2.3.4 試驗誤差分析與控制

土工離心機試驗誤差主要由邊界效應與粒徑效應引起。邊界效應來自模型箱的邊壁對模型的約束作用。為消除模型箱壁對模型摩擦約束影響，在模型箱壁周圍與土體接觸部分涂抹凡士林，以減小摩擦力。在離心模型試驗中，模型是原型按1/n縮小制成的，但一般情況下，土體的粒徑不太可能按模型的縮小比例減小，因此會存在粒徑效應。如果試驗中采用的是細粒土，則密度為其控制指標，這時可將土料看作連續(xù)介質(zhì)來簡化，土的特性不受加速度場的影響，所以對于細粒土可不考慮粒徑效應。本試驗采用的土體本身顆粒很小，因此可不考慮其粒徑對試驗結(jié)果的影響。

3 試驗結(jié)果分析

3.1 沉降分析

3.1.1 A組沉降分析

A 組模型各監(jiān)測點累計沉降變化曲線見圖7。可知，各測點的累計沉降變化趨勢十分相似，分為急劇增長、增長減緩和緩慢變形三個階段，具有較為明顯的拐點。急劇增長階段從試驗開始至200 d 左右為止，曲線斜率近似為直線，沉降增長迅速，此階段產(chǎn)生的沉降占總沉降的70%以上。之后沉降速率開始下降，曲線逐步趨于平緩，增長減緩階段沉降仍有明顯增長，但增長速率已遠不如前一階段，持續(xù)時間從加載第200 d開始至1 400 d左右為止。最后變形非常緩慢，進入緩慢變形階段，雖然此階段沉降仍有緩慢增長的趨勢，但增長速率和幅度均非常小，此階段從1 400 d 開始直到試驗結(jié)束（3 650 d），為持續(xù)時間最長階段。

圖7 A組模型各監(jiān)測點累計沉降

墊層表面測點1 累計沉降為0.30 mm；軟土層表面測點2—測點4 累計沉降為3.64、3.27、2.53 mm；隧道底面測點5—測點7 累計沉降為4.30、3.56、3.42 mm，平均沉降為3.76 mm。墊層采用干砂填筑，級配與壓實度良好，且厚度非常小，假定該層產(chǎn)生的不均勻沉降忽略不計。因此，由軟土層產(chǎn)生的沉降，即測點2—測點4 凈沉降為3.34、2.97、2.23 mm，不均勻沉降為1.11 mm；由洞渣層產(chǎn)生的沉降，即測點5—測點7凈沉降為0.66、0.29、0.89 mm，不均勻沉降為0.6 mm。可見，經(jīng)鋼管混凝土樁加固后的土體最大沉降來自于軟土層，而軟土層厚度是影響整體沉降的重要因素，軟土層厚度越大，整體沉降越大。

3.1.2 B組沉降分析

B 組模型各監(jiān)測點累計沉降變化曲線見圖8。可知，累計沉降發(fā)展規(guī)律與A 組類似，同樣經(jīng)歷了三個階段，各階段起止時間與A組基本一致。

圖8 B組模型各監(jiān)測點累計沉降

墊層表面測點8 累計沉降為0.31 mm；軟土層表面測點9—測點11 累計沉降為3.32、3.08、2.43 mm；樁頂面測點12—測點14 累計沉降為6.73、6.16、5.60 mm，平均沉降為6.16 mm。同理忽略墊層引起的不均勻沉降，則軟土層測點9—測點11 凈沉降為3.01、2.77、2.12 mm，不均勻沉降為0.89 mm；洞渣層測點12—測點14 凈沉降為3.41、3.08、3.17 mm，不均勻沉降為0.33 mm。

3.1.3 沉降對比分析

兩組試驗各測點凈沉降對比見表4。可知，兩組試驗碎石土層的沉降非常接近，均為0.3 mm 左右，表明是否有樁體加固對碎石土層的沉降幾乎沒有影響。兩組試驗軟土層的沉降變化規(guī)律基本一致，即軟土層厚度越大則沉降越大，軟土層厚度越小則沉降越小。但是A 組在同一位置處的凈沉降略大于B 組，這是因為A 組中樁體的存在使土體中的高應力區(qū)下移，從而使附加應力的影響范圍加深，這樣的應力場影響了土體的位移場，使軟土層沉降略有增大。而A 組的洞渣層沉降相較于B 組大幅度減小，表明使用管樁對洞渣層進行加固，可以得到良好的沉降控制效果。此外，兩組試驗的最大沉降產(chǎn)生位置也有所區(qū)別，A 組最大沉降來自于軟土層，B組最大沉降產(chǎn)生于洞渣層，而最大不均勻沉降均來自于軟土層。

表4 凈沉降對比

兩組試驗沉降對比見圖9。其中編號1 和2 分別對應A、B 兩組試驗軟土層平均凈沉降，編號3 和4 分別對應A、B 組洞渣層（加固層）平均沉降，編號5 和6分別對應A、B 組土體總沉降。可知，A 組軟土層沉降略大于B 組，但經(jīng)過樁體加固后洞渣層沉降較未加固時大幅度減小，從而使A 組土體總沉降較B 組明顯減小。圖9 更加直觀地反映了兩組試驗土體的位移場特性。

圖9 加固效果對比

3.2 土壓力分析

A組模型各監(jiān)測點樁周和樁頂土壓力變化情況見圖10。由圖10（a）可知，三處監(jiān)測點樁周土壓力變化規(guī)律基本一致，從試驗開始至310 d 左右，土壓力增長速度較快，增幅比較明顯，此階段土壓力增長量占總體的80%以上，之后曲線趨于平緩，增長速率變得非常小，最后近似于水平線，土壓力保持穩(wěn)定；三處監(jiān)測點樁周土壓力總增長量均較小，約40 kPa，且穩(wěn)定后土壓力差值在15 kPa 以內(nèi)。由圖10（b）可知，樁頂土壓力從試驗開始至320 d 左右下降速度較快，之后便趨于平緩，三處測點土壓力減少量約為120 kPa，差值約為35 kPa，均大于樁周。

圖10 A組模型各監(jiān)測點土壓力變化

在試驗開始的一段時間內(nèi)，樁頂土壓力不斷減小，樁周土壓力不斷增大。這是因為在初始時刻，樁體強度相對于樁周土很大，應力向樁集中，隨著時間推移，土中的孔隙水逐漸排出，使土體的壓縮性變小，強度增大，土體承擔荷載的能力增強，荷載不斷向其轉(zhuǎn)移，最后趨于穩(wěn)定。此外，隧道中部（測點6'）沉降要大于兩側(cè)，這是因為隧道中部荷載最大，所以相對于兩側(cè)沉降有所增加；而右側(cè)（測點5'）土壓力小于左側(cè)（測點7'），表明下臥軟土層厚度會影響上部樁土的持力效果，軟土層厚度越小，持力效果越好。

4 結(jié)論

1）現(xiàn)場使用鋼管混凝土樁加固回填體的處置方法對沉降控制較為顯著，相較于未加固的土體，10 年累計沉降減少約39%。

2）經(jīng)鋼管混凝土樁加固后的土體下臥軟土層沉降略有增大，但洞渣層沉降大幅度減小，從而使整體沉降相較于未加固之前明顯變小。

3）隧道施工結(jié)束后的一定時間內(nèi)樁頂土壓力會向樁周轉(zhuǎn)移，之后便趨于穩(wěn)定。軟土層厚度會影響樁土持力效果，軟土層厚度越小，樁土持力效果越好。