膨胀变形（精选四篇）
膨胀变形 篇1
1 UDEC简介
离散元数值分析软件UDEC (Universal Distinct Element Code) 是美国ITASCA公司基于离散单元法开发的大型商业数值分析软件。利用显式差分法, 成为结构工程、岩土工程等提供科学高效的数值分析处理工具。UDEC能够应用于边坡的失稳破坏、岩土裂隙节理发育和地质构造断层等各个岩土工程及地下工程领域[5]。作为基于离散元方法的数值模拟工具, UDEC是一种理想的数值模拟软件, 它可以在二维空间内科学详细、直观地描述表现离散非连续介质的力学变形特征[6], 且也可以用于研究颗粒状物质的细微破裂、裂隙扩展破坏等微观和细观岩体力学问题[7]。运用UDEC软件进行数值模拟的具体流程见图1。
2 模型建立与参数选取
根据某典型膨胀性土质隧道地质情况资料及山体前期塌方断面的揭示, 研究发现该膨胀性土隧道所处的山体主要存在3组结构性节理, 并且埋深越浅, 表面节理越发育。因此, 使用JSET命令, 在隧道围岩内随机生成3组节理, 其具体参数参见表1。根据前期的地质勘查资料, 隧道开挖穿过的地层包含大量膨胀性土, 其力学参数见表2。模拟中用到的节理裂隙参数和裂隙面的参数 (径向刚度、法向刚度、粘聚力、裂隙宽度等) 无法通过现有实验获得, 依据工程经验及工程类比进行赋值分析。数值模型所使用的节理裂隙参数主要参考相关文献[9], 具体参数见表3。该隧道洞内使用C25喷射混凝土, 采用Ⅰ20b型钢, 相关参数见表4。
主要模拟膨胀土隧道在开挖释放荷载作用下, 受到邻边坡失稳滑移的严重影响, 从而对围岩产生额外荷载, 导致隧道发生变形坍塌这一过程。隧道围岩的本构模型采用摩尔—库仑模型, 节理的本构模型采用库仑滑动模型。选取DK75+230断面参数作为数值模型的初始边界条件。模型底边边界、侧向边界添加法向约束, 上表面处理为自由边界。按自重应力场添加地应力, 侧向压力系数取0.295。模型尺寸为115 m×113 m。
3 计算结果分析
UDEC进行数值模拟膨胀性土质隧道计算时, 由于围岩中节理裂隙的存在, 基于非连续介质的膨胀性土模拟计算结果, 因此与基于有限元的数值模拟软件和基于连续介质模拟进行的数值计算差别显著。如图2所示初始地应力平衡之后, 模型的竖向地应力syy的大小分布, 并不是像有限元计算软件所给出的严格的随深度而规律性变化, 而是局部呈现跳跃间断变化。
在计算变形失稳破坏、隧道塌方时, 块体间相互运动分开。在不平衡力下, 软件无法控制坍塌效果的显示。因此通过稳态计算, 即人工设置计算时步, 控制整个计算过程。图3是隧道模型计算step 50 000步隧道稳定后效果图。
由图3可以看出, 开挖结束后, 邻近边坡的滑移作用, 对浅埋隧道施加了很大的额外荷载。并且荷载进一步作用在隧道的初期支护结构上, 从而造成型钢屈曲变形。数值模拟结果表明:隧道顶部衬砌变形量达到1.2 m, 并出现局部掉块, 向净空方向发生较大变形。由此引起的进一步失稳破坏, 进而影响到地表沉降, 使得上部围岩在受自重和额外荷载挤压共同作用后, 垂直陷落入隧道开挖的净空区域, 进而掩埋初期支护结构。黑框部分为原隧道位置, 局部放大如图3所示。
在考虑开挖应力释放的因素下, 隧道围岩天然应力状态被破坏, 进而导致开挖区域附近应力重分布。隧道顶部和底部竖向应力值下降幅度最大。隧道开挖、边坡滑移影响, 顶部山体挤压塌方区域内山体, 向右滑动, 沿滑动方向出现大范围Y方向位移。位移过大从而导致支护结构变形破坏, 山体沿竖直方向陷入隧道。具体的数值模拟结果的竖向位移矢量、分布见图4, 图5。上覆围岩中局部块体最大主应力、最小主应力均变为零, 表明模拟的单元块体之间已失去相互作用, 即分离开来, 洞室处于大体积坍塌滑落状态。边坡滑移对隧道围岩产生额外荷载, 导致围岩荷载超过型钢极限抗压强度, 型钢结构屈曲变形, 支护结构变形破坏失去效果, 从而造成隧道衬砌支护结构变形破坏。隧道围岩产生过大的Y方向位移, 顶部围岩垂直下落。受边坡向右滑移的影响, 隧道内部左侧墙体最先受到荷载冲击作用, 边墙与拱顶交接处出现裂缝, 随后裂缝密集增多、宽度增大, 支护结构破坏失效, 上覆围岩在自重和额外荷载的双重作用下, 发生较大竖直方向位移。
综上所述, 通过运用UDEC软件对特定剖面隧道变形演化的数值模拟分析, 本文得出以下结论:1) 隧道的开挖活动导致附近区域围岩天然应力状态遭到破坏, 开挖区域附近应力场重分布。2) 当荷载超过围岩支护结构的强度极限后, 围岩变形得不到有效的约束控制, 进而出现失稳破坏、变形过大等现象。3) 膨胀性土质隧道出现坍塌的重要原因是:边坡滑移产生的额外荷载, 然后作用在下部隧道围岩体上, 挤压钢拱架等初期支护结构, 从而导致型钢屈曲变形破坏, 围岩整体出现较大的Y方向位移, 进而造成隧道内部及山体表面产生大范围裂缝。
4 结语
本文通过运用UDEC软件, 针对膨胀性土质隧道变形破坏, 模拟了在邻近山体发生滑移失稳情况的隧道围岩坍塌破坏过程, 并做出详细的数值模拟分析, 从而研究分析出其破坏的原因, 得出结论。通过对特定选取隧道断面的变形失稳过程的模拟, 反演了整个隧道变形破坏过程, 表明隧道开挖建设期隧道极易受到邻近边坡滑移影响。由于边坡山体滑移产生的额外荷载, 然后额外荷载作用在隧道的支护结构上, 挤压型钢及支护结构屈曲变形, 洞室内部及地表出现大范围裂缝甚至坍塌等失稳破坏灾害。通过对膨胀性土质隧道变形失稳破坏整个过程的数值模拟分析研究, 为避免类似地质条件下膨胀性土质隧道受邻近边坡滑移诱发大体积坍塌灾害的发生, 本文给出以下施工建议:1) 浅埋段隧道顶部区域必须回填密实, 顶部地表尽可能的卸载反压, 避免两侧土体对隧道初期支护及二衬结构产生不对称的外荷载[8]。2) 膨胀性土质隧道邻近边坡出现滑移现象, 在变形可控范围, 应立即封闭加固地表山体裂缝以及衬砌贯通裂缝。隧道掌子面前方增加适量的刚性支撑, 并与初支结构形成整体支护结构[9], 控制围岩变形在合理范围内, 确保隧道的稳定性。3) 施工时出现此类灾害, 建议地表径向进行密实注浆, 隧道内部采用对穿注浆锚索, 以加固隧道内拱部以上地层, 由下而上, 跳孔间隔注浆, 防止大体积塌方的发生。4) 加强隧道的初期支护, 减小型钢排距, 采用早高强喷射混凝土进行初期支护的喷锚, 从而提供足够支护能力抵抗可能发生的围岩变形。
参考文献
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反膨胀法制备低变形陶瓷的研究 篇2
陶瓷在生产过程中,最常见以及较易产生的缺陷是:变形。特别是在卫生陶瓷生产中,卫生瓷体积大,重量也大,更加容易产生变形。就产生变形的原因而言,可归纳为两条:一为外在的(或称机械的),即附加力的方向与大小;另一为内在的(或称结构的),即泥料质点与各向排列和密度的均衡程度[1]。总起来说,产生变形的原因主要是内应力产生的。本实验是根据不同原料的性质制定合理的配比[2]。在原料中加入适量的膨胀剂,如腊石、珍珠岩、透辉石等[3]以抵消坯体的收缩。
1 实验部分
1.1 主要研究内容
以透辉石作为主要的膨胀物料,用透辉石替换一部分长石原料,以三聚磷酸钠为电解质设计一系列配方,测试每一种配方的产品的收缩率[4]和弯曲变形度,另外对各组配方的泥浆性能进行测试[5],找出最佳方案。
1.2 研究方法
使用正交试验法,以瘠性料(瓷石、砂岩)、塑性粘土(紫木节粘土、大同土)、熔剂(钾长石、钠长石)、透辉石为主要原料,设计一系列配方。另外还要保证合理的硅铝比。
1.3 实验方案
采用正交试验法,并使用四因素三水平正交表L9(34);设计正交试验如下:
影响因素选取:透辉石替换长石量(A)、添加剂的加入量(B)、颗粒细度(C)、泥浆的含水率(D)。
2 实验结果与讨论
2.1 烧成收缩率的变化趋势
从图1中可以看出,对于烧成收缩率影响最主要的因素是粉磨时间,也就是颗粒的细度,随着粉磨时间的增加收缩率逐渐加大,但呈现出放缓的趋势,可以预测当颗粒细到一定程度的时候,它对收缩的影响将变得很小。
颗粒的细度越细,会造成泥浆颗粒之间的空隙加大,使泥浆的固相含量降低,同时会提高成型后的坯体的含水量,影响了坯体的致密度,直接导致收缩率增加。
2.2 烧成弯曲度的变化趋势
对于烧成过程中试样的弯曲度影响最大的因素是透辉石的加入量,随着透辉石的替换长石的量的加大,试样的弯曲度也逐渐增大。如前面第一章中所说的,透辉石易润湿Al2O3、SiO2颗粒,透辉石在1000~1100℃范围内,急剧熔解于碱金属的铝硅酸盐熔剂。一方面可析出新的钙长石晶体,另一方面促进了坯料中游离石英的熔解,起到了强矿化剂的作用。在烧成过程中能够降低熔融温度和玻璃相的粘度,所以随着透辉石加入量的增加,试样的弯曲度对随之增大。对试样弯曲度影响较大的因素还有一个就是泥浆的含水率,含水率的增加使坯体成型的时候致密度降低,从而使试样在烧成过程中,变得气孔率增加,弯曲度加大(见图2)。
2.3 泥浆流动性的变化趋势
泥浆流动性主要与分子间的相互吸引力、固体与水分子间的相互吸引力和固体颗粒相对移动时的碰撞阻力有关,由上图3可见对泥浆流动性影响最为显著的因素就是泥浆的含水率,随着含水率的增加,泥浆流动性增加;其次是添加剂的加入量,添加剂的加入量过多过少都会使得泥浆的流动性下降。粘土的边面随介质的pH值的变化而既能带负电,又能带正电。而粘土板面上始终带负电,粘土在自然条件下或多或少带少量边面正电荷,粘土颗粒的边板面相互吸引,粘度较大;随着显碱性的添加剂的加入,介质的pH值逐渐升高,粘土颗粒的边面也逐渐有带正电转变为带负电。颗粒间的静电斥力增加,粘度下降。另外,添加剂与泥浆中的絮凝离子Ca2+、Mg2+进行离子交换反应,生成不溶性或溶解度极小的盐类,将Ca2+、Mg2+吸附的水膜释出成为自由水,如:
Ca2+-粘土+2NaOH→2Na-粘土+Ca(OH)2
Ca2+-粘土+Na2SiO3→2Na-粘土+CaSiO3↓
但随着添加剂含量的进一步增加,Na+离子的浓度增加,使得扩散层被压缩,ζ-电位就呈现出下降趋势,泥浆胶团之间的斥力减小,粘度增大[6]。
2.4 泥浆触变系数的变化趋势
由图4可见对泥浆触变性影响最显著的因素是透辉石的添加量,透辉石为柱状、针状晶体,无吸附水,层间水。而且它属于瘠性材料,所以随着透辉石的增加,泥浆触变系数明显降低;其次,添加剂的加入量对泥浆的触变系数的影响也较为显著,添加剂越少,泥浆的触变性就越大。因为三聚磷酸钠与原料中的Ca2+、Mg2+生成了溶解度更小的磷酸钙、磷酸镁。而Na离子同样可以使粘土颗粒表面形成双电层,起到解凝泥浆的作用。
3 结论
卫生陶瓷在烧成过程中产生的弯曲变形和收缩变形与泥浆的配方和泥浆的添加剂的加入量有密切的关系。根据以上的试验结果,得出以下几点结论:
1)烧成收缩的优化因素组合为A2B1C3D2;
2)烧成弯曲度的优化因素组合为A1B2C2D3;
3)泥浆流动度的优化因素组合为A2B2C2D3;
4)泥浆触变系数的优化因素组合为A2B2C1D2;
5)综合以上四点,结合极差分析结果,得出在现有原材料和生产条件下,最优的生产配方为A1B2C3D3。即:将原配方中的长石的5%用透辉石来代替;电解质选择三聚磷酸钠,加入量为0.5%;粉磨时间6h;相对含水率为32%。
由以上数据显示,透辉石在一定程度上可以改善制备体的变形。根据颗粒间的物理作用力,本试验预测如果将一部分透辉石研磨至亚微米甚至纳米粒径的超细颗粒之后再均匀分散到泥浆中,其改善变形的情况可能会更好。
参考文献
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膨胀变形 篇3
泥岩地层在我国广泛分布, 具有吸水膨胀, 易于泥化、软化等特点, 工程性质极差, 在这种地层中修建隧道会有很大困难, 表现为隧道初期支护变形很大, 且位移速率不断增大, 如不加控制或控制不及时, 极易产生隧道断面缩小、混凝土开裂、支护变形破坏等现象, 处理难度大, 延误工期, 影响施工组织。所以在膨胀性泥岩地层中修建隧道, 必须认真研究围岩特性, 精心设计, 预先制定适应围岩变形的支护体系, 精心组织施工, 步步为营, 稳扎稳打, 将每一步工序落实到位, 才能保证施工组织有序开展, 高效、高质地通过不良地层。
1 工程概况
山西中南部铁路通道工程起点自山西省吕梁市兴县的瓦塘, 终点至山东省日照市, 线路全长约1 311 km, 是我国修建的第一条30 t轴重的重载万吨煤运大通道。设计标准为国铁I级, 双线线路, 时速120 km, 电气化牵引。隧道建筑限界采用“隧线-2B”, 轨上净空面积为63.6 m2。
原村隧道位于山西省长治市壶关县境内, 隧道进口里程DK515+850, 出口里程DK516+960, 全长1 110 m。隧道所处区域为低山丘陵区, 地形起伏较小, 发育有沟谷, 地表植被较发育, 隧道最大埋深约38.5 m。隧道穿越的地层主要有第四系上、中更新统黏质黄土, 石炭系泥岩、页岩及奥陶系灰岩。设计Ⅳ级围岩为471 m, Ⅴ级围岩为639 m, 工程地质条件整体较差。隧道进口60 m、出口20 m位于超浅埋段, 采用明洞衬砌, 其余地段采用复合式或复合式加强衬砌形式。
2 膨胀性泥岩地层工程特性
2.1 泥岩地质特征
泥岩矿物成分复杂, 主要由粘土矿物, 如水云母、高岭土、蒙脱石等亲水性矿物组成, 其次为碎屑矿物和有机质。泥岩的天然密度、单轴抗压强度均较小, 属于较软的岩石。
泥岩的分布地层主要以石炭系、二叠系、三叠系、第三系等为主。岩层多为薄层和中厚层状, 裂隙发育, 裂隙多被灰白、灰绿色等富含蒙脱石等物质填充, 风化裂隙会沿着构造面、层理面进一步发展, 使得已被结构面切割的岩块更加破碎, 天然含水的岩石在曝晒时多沿层理方向产生裂隙, 干燥的岩块泡水后易于崩解成碎块、碎片或土状, 降低了泥岩的力学强度。
2.2 泥岩膨胀性机理及分级
膨胀性围岩具有吸水膨胀的特点, 膨胀性的变化主要由其含水量变化决定, 若含水量不变, 围岩不会发生膨胀, 但隧道开挖后, 周边围岩逐渐干燥失水, 再遇水便会膨胀崩解, 干燥失水越多, 膨胀性越大。土体膨胀的后果:一是导致土体结构破坏, 强度衰减或丧失, 围岩压力增大;二是造成围岩应力变化, 破坏土体的稳定性, 特别是膨胀压力将对增大围岩压力起到叠加的作用。
泥质膨胀性围岩的膨胀程度取决于粘土颗粒间的膨胀量, 以及含有膨胀性晶体的粘土矿物的情况, 具有膨胀性晶体的粘土矿物含量越高, 其膨胀量越大。影响膨胀性围岩性能变化的因素较多, 如膨胀性矿物的成分及含量、物理力学指标、地下水、支护衬砌刚度及施工方法等。
目前确定膨胀性围岩等级、膨胀量和膨胀压力等指标尚无统一的判别标准。国内主要标准有《铁路工程地质勘察规范》和《膨胀土地区建筑技术规范》, 其中《铁路工程地质勘察规范》对膨胀性的判定是按自由膨胀率、蒙脱石含量、阳离子交换量试验, 参照膨胀土的判定指标, 对岩石膨胀潜势等级进行划分;《膨胀土地区建筑技术规范》依据《铁路工程岩土分类标准》的相关规定, 根据自由膨胀率对膨胀潜势等级进行划分。
对原村隧道泥岩大变形地段选择代表性试块, 对其自由膨胀率、蒙脱石含量及阳离子交换量等膨胀性指标参数进行试验测定 (见表1) 。
根据《铁路工程地质勘察规范》和《膨胀土地区建筑技术规范》的判定原则, 本隧道泥岩均具有弱膨胀潜势。
泥岩除了吸水具有膨胀性之外, 一般还具有显著的流变特性, 开挖后将产生较大的塑性变形。
因此隧道穿越膨胀性泥岩地层, 隧道具有普遍开裂、内挤、坍塌、遇水膨胀、干缩开裂等变形现象, 围岩变形具有速度快、破坏性大、延续时间长和整治困难等特点。
3 隧道结构变形失稳状态
3.1 原设计情况
原村隧道DK516+469—DK516+425段原设计为Ⅳ级围岩, 泥岩, 弱~强风化, 无水, 未体现膨胀性, 设计采用Ⅳ级复合式衬砌参数, 两台阶法施工, 采用光面爆破开挖, 由隧道出口向进口组织掘进施工。支护参数见表2。
3.2 现场隧道结构变形失稳情况
经现场开挖揭示, 实际围岩条件与设计不符, 具体表现为:DK516+469—DK516+425段围岩为本溪组全风化泥岩, 风化严重, 高岭石化, 含水量大于16%, 具塑性, 泥化现象严重, 局部裂缝明显, 边墙处的初期支护收敛严重, 无支护时隧道拱部发生坍塌。现场围岩级别由原设计的Ⅳ级变更为Ⅴ级, 初期支护采用全环钢架, 衬砌采用Ⅴ级围岩加强衬砌。
在初期支护施工完的DK516+469—DK516+437段, 根据现场监控量测和目测发现, 初期支护的喷射混凝土已出现不同程度的开裂鼓起, 个别位置有脱落现象, 漏出了钢架, 钢架发生变形扭曲, 连接螺栓也发生破坏, 初期支护变形侵限为10~20 cm, 最大处达46 cm。仰拱已施作段, 结构变形失稳程度相对较小, 初期支护未封闭段, 结构变形失稳现象尤为严重。里程DK516+455处的拱顶变形在6月8—23日的测量情况见图1, 且变形在处理前仍有继续发展的趋势。
针对出现的结构失稳、大变形现象, 必须在认真分析隧道围岩特性的基础上, 采取针对性措施进行处理, 避免变形进一步发展, 引起隧道严重侵限、塌方等工程事故。
4 膨胀性泥岩地层大变形处理
根据隧道开挖揭示的地质条件及试验室测定的膨胀性指标情况, 从泥岩的膨胀性特征、结构受力特点出发, 结合本工程具体情况, 采取回填土反压、增设临时仰拱、扇形支撑、小导管径向注浆加固、进行侵限处理、尽早施作二次衬砌支护、加大预留变形量及加强监控量测等综合手段, 对出现的大变形地段进行处理。
4.1 回填土反压
隧道初期支护持续变形, 位移不发生收敛, 应首先暂停施工, 撤出施工设备, 然后对变形处支护面进行回填洞渣, 并碾压密实, 形成反压土作用, 以减少临空面, 抑制围岩变形, 改善支护受力状态。
4.2 增设临时仰拱
对上台阶增设临时仰拱, 仰拱采用I18型钢, 使之与原初期支护的钢架连接固定, 连接部位用木楔子顶紧加固, 防止倾覆, 每个连接处打设2根4.5 m长的锁脚锚管固定钢架。临时仰拱底铺设钢筋网, 钢筋网采用φ6 mm, 间距20 cm×20 cm, 并喷射18 cm厚混凝土, 使得开挖后的上台阶形成封闭环, 以抵御围岩径向变形。
4.3 扇形支撑
在反压土上搭设圆木对撑和扇形支撑, 对撑和扇形支撑应与初期支护有效连接, 形成一个整体支护系统, 与初期支护共同对抗围岩变形。扇形支撑现场施工见图2。
4.4 小导管径向注浆加固
对初期支护变形处背后的围岩采取注浆加固, 以增强围岩的强度和稳定性。注浆采用φ42 mm, t=3.5 mm的钢花管, 钢花管长3.5 m, 注浆孔间距为1.5 m×1.5 m, 按梅花形布置, 注浆孔与支护面略呈一定仰角, 浆液采用1∶1的水泥浆。施工时, 小导管与钢架应埋设牢固, 并有良好的止浆措施。注浆顺序为先两侧边墙, 后拱顶, 为防止串浆, 注浆采取间隔施工。注浆压力控制在0.5~1 MPa, 注浆结束后, 用干稠水泥浆或水泥砂浆进行回填封孔, 确保注浆孔封填密实。
4.5 侵限处理
对于变形部位, 衬砌施工前进行断面量测, 如变形后断面不能满足衬砌厚度要求, 在小导管径向注浆加固后, 浆液强度达到设计强度80%以上, 可对侵限部位的初期支护进行拆除, 拆除采取松动爆破配合风镐进行单榀拆除, 拆除前先对拆除轮廓线外0.5~1.0 m范围采用φ42 mm、长3.5 m锚管进行锁脚加固, 垂直向下45°。对更换部位钢架及上下接头部位进行φ42 mm、长3.5 m锁脚锚管加固。更换钢架采用I20a型钢钢架。拆换前格栅钢架间距大于1 m, 拆换时必须进行钢架加密, 在两榀钢架中间增加1榀, 并增设横梁钢架, 且与两侧钢架焊接牢固。拆除1榀钢架及时进行初期支护封闭施工, 4 h后方可进行下榀钢架拆除工作。初期支护钢拱架更换纵向里程长度不能超过5.0 m, 对已更换完毕段及时进行二次衬砌的施工。
拆除爆破采用控制爆破, 施工过程应严格按照“多打眼、少装药、弱爆破”的原则施工。炮眼深度控制在15~20 cm。炮眼间距为20~25 cm, 爆破弧长控制在6 m以内, 纵向爆破长度不能大于1.0 m。爆破孔采用非电雷管配合乳化炸药进行爆破, 炮孔直径采用38~42 mm, 每个炮孔装药量控制在0.1 kg以内。每隔2个炮孔之间增加1个深孔眼, 该眼深度根据现场支护厚度调整确定。爆破最外圈设置2排预裂炮孔, 孔眼深度为25 cm, 间距为20~25 cm, 与爆破孔错开布置, 以起到预裂作用及减少对周边围岩的扰动。钢架拆换现场施工见图3。
4.6 尽早施作二次衬砌支护
衬砌应紧跟仰拱施工, 使初期支护与二次衬砌共同承担围岩压力, 衬砌每板施工长度为5.0 m, 采用C35的钢筋混凝土, 厚45 cm。衬砌施工至临时支撑处时, 对临时支撑、反压土进行拆除, 每次拆除长度不大于1.0 m, 满足衬砌施工最小长度即可, 以减少对围岩的扰动和支护体系的破坏。
4.7 加大预留变形量
为防止喷层变形后侵入二次衬砌的净空, 以及允许围岩发生一定变形, 释放一定的围岩压力, 改善隧道结构的受力状态。根据具体情况, 将预留变形量适当加大, 由原设计的6~8 cm, 增加到20~30 cm。
4.8 加强监控量测
对变形处理段落, 采取加密监控量测点, 每2 m设置一组监控点, 对拱顶、拱腰、边墙等进行位移监控, 对支护体系的受力、变形进行监控。测量时间间隔为4 h。昼夜派专职安全员进行看守, 防止发生突发事故。
5 变形控制效果检验
采用以上综合措施后, 以DK516+450断面为例, 6月23日—7月13日的拱顶下沉变化趋势情况见图4。最终拱顶下沉值为185 mm, 采取处理措施后, 围岩仅持续变形了16 mm。由此可见, 以上处理措施很好地控制了围岩变形, 处理后的初期支护, 混凝土面平整, 无裂缝开裂、脱落及初支钢架变形扭曲的现象, 达到了预期效果。后续拆除、衬砌、开挖等工序逐步正常开展, 如期安全地通过了膨胀性泥岩地段。
6 结论
(1) 对隧道穿越膨胀性泥岩地段, 施工前应做好超前地质预报工作, 查明围岩地质特征, 掌握其工程特性, 提前采取针对性措施, 是预防工程事故的有效方式。
(2) 针对膨胀性泥岩地段施工出现的大变形问题, 根据实际发生的变形程度, 可采取回填土反压、增设临时仰拱、扇形支撑、小导管注浆加固、尽早施作二次衬砌、加大预留变形量等工程措施, 并对侵限范围进行处理。同时加强监控量测工作, 及时掌握围岩和支护结构的变形受力情况, 以便调整支护参数, 适应围岩变形。
(3) 对以上综合措施进行分析, 针对在膨胀性泥岩中施工, 应重点掌握以下要点: (1) 选用刚度和强度较大的初期支护形式, 如将格栅钢架替换为工字钢, 并加密间距, 同时初期支护应尽早封闭成环, 形成一个整体抵抗围岩变形; (2) 采用台阶法开挖的, 每一开挖分部尽早封闭成环, 如增设临时仰拱可有效提高初支的刚度, 减小围岩变形量, 同时, 对开挖面应及早施作支护, 减少临空面暴露的时间, 可减少膨胀量的进一步扩大; (3) 尽早施作二次衬砌, 并适当增加衬砌强度, 使初支与二衬共同承担围岩压力, 主动抵抗围岩变形, 防止初支承载过大而发生破坏; (4) 在膨胀性泥岩地段施工, 还应处理好施工用水和地下水, 做好洞内排水沟, 及时疏散地下水。根据水量及环境要求, 可采取疏导、封堵等处理措施, 防止围岩因吸水膨胀而发生崩解; (5) 对膨胀性泥岩, 还应适当加大预留变形量, 给予围岩压力一定的释放空间, 可改善衬砌受力状态。
(4) 结合原村隧道的工程实例, 对泥岩的工程特性及膨胀性进行试验和研究分析, 针对发生的大变形问题, 提出了技术处理方案, 经实践检验, 方案可行, 措施得当, 可为类似工程提供参考和借鉴。
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膨胀变形 篇4
膨胀岩含有较多亲水矿物,具有吸水膨胀、软化、崩解及失水收缩、开裂等特性。分布于广西南宁、百色及宁明盆地等地区的膨胀岩,岩性主要为第三系泥岩、粉砂质泥岩及其风化产物。膨胀岩具有显著的胀缩性,工程建设中易引发边坡崩塌滑坡等灾害,治理难度较大。本文以南宁会展路膨胀岩高边坡治理为典型工程实例进行分析,确定主要岩土力学参数并进行比较,提出合理的治理方案,为膨胀岩滑坡治理提供参考。
2工程概况
边坡位于南宁市青秀区会展路东侧,修路时形成宽850 m、坡面长40～105 m、高12～43 m、坡度约31～40。的挖方边坡,原为浆砌石格构及绿化护面,最高处设台阶4级,台阶高10m、宽1.0～2.0 m,平台设水沟,深0.4m、宽0.5 m。边坡于2001年修建以来,受强降雨等影响,大部分格构已开裂,部分水沟已丧失截排水功能。局部地段多次发生滑坡,较大规模的滑坡按时间编号分别为1#、2#、3#、4#滑坡,体积为1 600～4000 m3。
3 边坡特征
3.1 边坡边界、规模与形态特征
边坡地形总体由东向西倾斜,判断变形体的范围为北侧与边坡的北侧边界平齐,东侧大致与斜坡的坡顶一致,南至斜坡的南侧边界,西侧以会展路的路肩为界,前缘长度约900 m,坡面轴向长度为30～76 m,面积约40 000 m2,潜在滑体约40万m3,变形体主滑方向为298°。边坡上出现多道大至平行的横向拉裂缝并有错落,坡脚前缘一带地面鼓胀隆起并有剪出现象,坡面上的格构大部分剪断破坏,局部坡面岩土体滑移形成滑坡。
3.2 边体结构特征
边坡为逆向坡,岩性为杂填土、粉质黏土、圆砾及第三系风化泥岩。①杂填土,褐黄色、灰绿、浅黄、杂色等,主要由粉质黏土、砂、砾石、全风化泥岩等组成,欠固结,裂隙发育。填土厚度为0～11.5 m。②粉质黏土,砖红色,可塑状,干强度中高、韧性中等,含少量砾石,砾径为5～10 mm,砾石含量约5%,中压缩性,厚度为1.4～8.2m。③圆砾,棕黄色,稍湿,密实状,砾石含量为60%～70%,砾径以2～30 mm居多,砾石成分以石英、硅质为主,充填物为粉土、细砂、粗砂等,底部胶结,胶结厚度为10～15 cm,总厚度为3.8～15.6m。④全、强风化泥岩、粉砂质泥岩,为半成岩,灰绿色,可塑状,较湿,局部风化成土状,岩芯遇水后软化膨胀,强度低,为中等压缩性岩。
4 滑坡特征
4.1 滑坡特征
边坡尚处于前期的蠕动变形期,未发生大规模的滑移,仅局部地段发生小规模的滑动,整体的、连续的滑动面尚未形成。1#滑坡滑面的后缘处存在厚度约0.6 m的软弱夹层,即泥炭夹层,黑褐色,粉末状～片状,结构破碎,呈松散塑状,有水渗出,滑动带的中前部为粉砂质泥岩,滑移带厚度为10～20cm,滑带土体强度较低,不利于滑坡的稳定。2#滑坡的滑面位于粉砂质泥岩内的结构面,滑面大致呈圆弧形,后缘近乎直立,该处滑坡106 m标高处有一层砂岩夹层,厚度约0.3 m,有水渗出,滑移带未见明显的揉搓挤压现象。4#滑坡宽约50 m,轴向长度约21m,面积约600 m2,滑体平均厚度约4.5 m,体积约4 700 m3,有水渗出,滑面大致呈圆弧形。
4.2 滑床特征
滑床为第三系(E3n)泥岩、粉砂质泥岩,局部地段夹有砂岩。泥岩、粉砂质泥岩为强～中风化。岩石天然单轴抗压强度平均值为1.60 MPa,为极软岩。岩体裂隙较少,但完整性较好,透水性较弱。
4.3 变形特征
变形体拉裂隙较发育,台阶处尤为明显,裂缝最宽达15cm,最长约105 m。第1级台阶分布有5条较为明显的拉裂缝,裂缝宽5～15 cm,长度28.9～105.2 m。第2级台阶有6条,裂缝宽5～10 cm,长度为9.9～98.1 m。前缘的纵向格构大部分被剪断,被剪断后受挤压隆起,隆起高度最大达0.4m,部分格构被剪断后错位变形。
斜坡体上已有2处滑坡发生,1#滑坡前缘剪出口处土体位移约1.0 m,后缘错落约0.5 m,两侧拉伸裂隙明显且有错落,错落高度为0.1～0.3 m,滑体上的横向、纵向格构断裂成数段,剪出口位置有水渗出。滑坡前缘宽约40 m、长约20 m,面积约800 m2,滑体平均厚度约2.0 m,体积约1 600 m3,滑面已基本贯通,滑距约1.0 m。2#滑坡位前缘剪出口处土体位移约2.0 m,后缘错落约2.5 m,两侧拉伸裂隙明显,且有错落,错落高度为0.3～1.0 m,滑体上的横向、纵向格构断裂成数段,剪出口位置有水渗出。滑坡前缘宽约50 m,坡面长约20 m,面积约1 000 m2,滑体平均厚度约4.0 m,体积约4 000 m3,滑面已贯通,滑距约2.0 m。
根据变形特征可分为强变形区、中等变形区、弱变形区。强变形区为1级台阶及台阶以下边坡,发生过4次规模不等的滑坡;中等变形区为边坡的1级台阶以上,圆砾层以下部分的边坡;弱变形区为圆砾层及圆砾层以上部分的边坡。
4.4 成因分析
滑坡成因主要有以下几点:①滑体成分主要为泥岩,泥岩具有膨胀性,遇水膨胀软化,强度急剧降低,加之其岩层内存在软弱结构面。②人类工程活动,在修建建筑及道路时,进行削坡平整场地,坡高增加,坡度变陡,泥岩暴露,降低了坡体下部的支撑力。③水是诱发滑坡发生的重要因素。泥岩在水的入侵下使滑体重度增加,滑带强度降低,并对滑动面起到润滑作用。
5 稳定性计算评价
根据规范,边坡危害对象等级为二级,边坡防治工程等级为Ⅰ级。虽然边坡地表局部有一定的变形迹象,但边坡整体处于基本稳定状态。发生滑坡为牵引式破坏方式。选用间距为50 m的剖面进行稳定性计算,计算公式为《滑坡防治工程勘查规范》(DB/T 0218—2006)附录E中的公式E.9。
选择计算参数时应考虑现状及可能发生的最不利工况,现场大剪试验结果是在边坡现状条件下,较为接近现状,但不是可能达到的最不利工况,将现场大剪试验结果参数用做计算分析现状条件。室内饱和直剪试验参数是在饱和、体积完全膨胀的状态下进行的,是模拟该边坡可能出现的最不利工况下的强度指标,考虑到边坡的局部或者部分土体有可能达到完全饱和、体积完全膨胀,但很难达到整个边坡的各层土体完全饱和状态,在工况Ⅲ条件下,需根据现场大剪试验和室内饱和试验的数值综合确定计算参数。此外,通过反算并借鉴南宁市类似膨胀性泥岩地区的几个成功工程案例,最后综合确定岩土层抗剪强度值如下。全风化泥岩天然状态滑体重度为19.8 kN/m3,滑带土C值为15.4 kPa,Φ值为13.9°;饱和状态滑体重度为20.2 kN/m3,滑带土C值为11.9 kPa,Φ值为8.2°。强风化泥岩天然状态滑体重度为20.0kN/m3,滑带土C值为17.6 kPa,Φ值为14.4°;饱和状态滑体重度为20.4 kN/m3,滑带土C值为14.6 kPa,Φ值为10.7°。中风化泥岩天然状态滑体重度为20.2 kN/m3,滑带土C值为20.8 kPa,Φ值为15.4。;饱和状态滑体重度为20.6 kN/m3,滑带土C值为16.5 kPa,Φ值为12.8°。此外,场地局部存在软弱夹层,在强风化与中风化泥岩中夹有泥炭夹层,强度较低,岩层倾斜方向与边坡反向,为逆向坡,软弱夹层对边坡的整体稳定性影响较小,在土体的抗剪强度取值时,未考虑软弱夹层。
6 治理方案
根据稳定性计算评价结果,提出“格构梁+预应力锚索+锚杆+排水+坡面换填、防护+监测”治理方案。强变形区与中等变形区,设格构的节点采用预应力锚索与锚杆联合支护,钢筋混凝土格构距离为3×3 m,断面为0.3 m×0.5 m。预应力锚索坡面间距为6×6 m,设置在格构的节点处,锚固体直径为150 mm,入射角度为25°,预应力锁定值为250 kN,锚头尺寸为0.8 m×0.8 m×0.5 m的锚墩。锚杆间距为6×6 m,与锚索相间分布,呈梅花形布置,锚杆直径为110mm,入射角为25°。弱变形区设置距离3×3m的钢筋混凝土格构,断面为0.3 m×0.5 m,格构内回填非膨胀性的客土。坡面覆土选择非膨胀性并适宜植物生长的客土,回填土体下部铺设1.2mm厚的HDPE防渗土工膜。做好坡体排水措施,渗水点处换填砂卵石反滤层,渗水点下游回填黏性土并夯实,将坡体渗出的地下水集中引至预埋的Φ50 mmPVC排水管,通过排水管将坡面渗水引致坡脚的排水沟。在各级台阶的内侧设置排水沟,完善坡面及坡体的排水系统。
7结论
膨胀岩边坡岩体内大量的亲水性乳土矿物遇水膨胀是边坡变形失稳的主要原因,对膨胀岩边坡产生危害的水治理尤为重要,排水设计务必综合考虑当地最大降雨强度、场地水文条件等,制订合理的截排水设计方案。
通过本文的研究发现,对膨胀岩边坡失稳特征的认识及其他类似边坡的研究对膨胀岩边坡治理尤其重要,必须明确治理设计重点部位,避免产生加固失效或过于保守而增大治理费用。
参考文献