三臺階七步法穿越軟硬互層施工措施研究

蒙國往，周佳媚，李 波

(1.西南交通大學土木工程學院，成都 610031;2.中鐵四局集團第二工程有限公司，江蘇蘇州 215100)

目前，我國客運專線建設進入了新的施工高峰期，到2020年全國鐵路營業里程達到12萬km以上，其中高速鐵路和客運專線達到1.6萬km以上［1］。為了克服高速列車在隧道內運行所引起的空氣動力學問題，新建的高速鐵路隧道基本采用雙線鐵路隧道通過，線路中特大長隧道、特大斷面的隧道在山嶺地區相繼出現。［2］在修建過程中，傳統的工法逐漸暴露出很多不足［3，4］，特別是對軟硬交互地層來說，大斷面鐵路隧道的施工難度很大。因此，探索如何在軟硬交互地層快速安全修建大斷面隧道，具有重大意義。

1 工程簡介

1.1 工程概況

八蘇木隧道位于內蒙古高原南緣之大青山低中山區，隧道洞身海拔超過1 500 m，隧道起訖里程DK525+046～DK533+230，全長8184 m(其中Ⅱ級圍巖長1 385 m，Ⅲ級圍巖長4 090 m，Ⅳ級圍巖長2 425 m，Ⅴ級圍巖長284 m)，為單洞雙線隧道，開挖斷面在117～130 m2，屬特大斷面隧道［5］，隧道埋深在40～130 m。

1.2 工程地質及水文條件

隧道穿越印河與大黑河的分水嶺，隧道洞身通過區地層巖性復雜，主要有第四系全新統洪積層及坡積層，上第三系上新統玄武巖、泥巖夾礫巖、華力西中晚期花崗巖等。隧道沿線斷裂褶皺構造不發育，但新生代火山活動頻發，以基性噴發為特點，形成了大面積的玄武巖覆蓋層，具有典型的桌狀地貌形態，并伴有角度不整合，花崗巖節理較發育，張開-微張。

2 施工方法的數值模擬

2.1 研究斷面

隧道出口施工中，DK532+500～531+550段上臺為泥巖，中-強風化、呈土狀，整體性差，易坍塌掉塊，下部為玄武巖，弱風化，整體性好。在里程 K532+250處，主要地質情況為掌子面上部為膠結狀的泥巖，下臺為掌子面上部為玄武巖，地質縱斷面如圖1所示。隧道出口施工至DK531+500止，圍巖出現明顯變化，分層明顯，掌子面上部為玄武巖，上臺2.0 m為泥巖，泥巖為膠結狀，具有一定自穩性，但遇水易崩解，穩定性差，泥巖分層沿小里程反向逐漸降低。

圖1 地質縱斷面

2.2 施工方法簡介

如圖2所示，三臺階七步法施工時，對拱部120°范圍內出現泥巖的位置采用φ42 mm小導管進行超前支護，以弧形導洞開挖預留核心土為基本模式，分上、中、下3個臺階7個開挖面，各部位的開挖與支護沿隧道縱向錯開，平行推進［6］。它一般包括超前支護、開挖、初期支護、監控量測、仰拱施工等工序［7-8］。

圖2 三臺階七步開挖法透視圖(單位:cm)

2.3 建立有限元模型

根據工程勘察報告，結合《鐵路隧道設計規范》和《隧道工程巖體分級》［9-11］，計算采用地層和初期支護的物理參數如表1所示。

表1 材料物理力學參數

隧道凈高12.3 m，最大跨度處寬14.46 m，根據圣維南原理及實際需要［12］，隧道模型拱頂距地面49.77 m，拱底距模型底部34.92 m，隧道縱向取1 m。整個模型計算范圍為80 m×97 m×1 m(x×z×y)，圍巖采用M-C模型模擬。計算模型網格劃分如圖3所示。

圖3 隧道網格劃分

3 計算結果分析

3.1 軟弱巖層分布于隧道上方

如圖4所示，地層二為穩定性較差的泥巖，泥巖分層沿小里程反向逐漸降低，其厚度為c，位于隧道上方b處。分析隧道縱向不同斷面泥巖層厚c及其位置(距隧道拱頂b)對圍巖變形及初期支護內力的影響。

圖4 計算截面地層分布示意

3.1.1 圍巖位移分析

典型斷面關鍵部位的位移計算結果如圖5、圖6所示。分析可知:當b＜2 m時，地層二對洞周圍巖位移影響顯著，并且有隨該軟弱巖層厚度的增加而變大的趨勢;當b＞2 m時，拱頂豎向位移為7 mm左右，最大水平洞徑處位移為2 mm左右，地層二的位置和厚度對洞周圍巖位移影響基本一致且很小。

圖5 隧道拱頂豎向位移隨c變化柱狀圖

圖6 隧道最大水平洞徑處收斂位移隨c變化柱狀圖

3.1.2 圍巖塑性區分析

圍巖塑性區的大小隨隧道上方軟弱圍巖距隧道拱頂的距離b及其厚度c的關系變化如表2所示。

表2 圍巖塑性區的大小隨b、c值大小的變化

分析以上不同b、c值條件下的塑性區，可以看出:施工時，隧道拱頂上方軟弱巖層均發生塑性應變;洞周其他圍巖正處于塑性流動狀態的區域并不隨b、c值的增大而增大，并且該區域主要分布在右側拱腰、拱墻及左側拱腳部位，橫向影響范圍在0.5D(D為洞徑)左右。

3.1.3 初期支護內力分析

軟弱巖層分布于隧道上方，不同研究斷面軟弱地層的厚度c及其到隧道拱頂的距離b所計算出來的隧道關鍵部位初期支護噴混凝土最大、最小主應力分別如表3和表4所示。表中以拉應力為正，壓應力為負。

表3 關鍵部位初期支護噴混凝土最大主應力MPa

表4 關鍵部位初期支護噴混凝土最小主應力表 MPa

由表3和表4可以看出:

(1)當b＜2 m時，地層二對隧道拱腳及以上部位初期支護內力影響較大，其中最大主應力發生在右拱腰部位，達到3.709 MPa。拱頂初期支護均受到壓應力，最大壓應力為1.172 MPa;

(2)當b＞2 m時，拱頂、拱腰、側墻和拱腳部位初期支護的內力并沒有隨地層二的厚度變化產生顯著的變化。拱頂初期支護同時受到拉、壓應力，而拱腳范圍均承受壓應力;左拱腰和左側墻部位的初期支護同時承受拉應力和壓應力，最大值均小于0.45 MPa;右拱腰和右側墻部位承受拉應力為主，其中右側墻部位產生的拉應力均未超過0.5 MPa，右拱腰部位拉應力對應不同b和c組合值在1～3.709 MPa之間變化;

(3)當c一定時，拱頂最大主應力隨b值的增大由負值(-0.036 MPa)逐漸過渡到正值(0.048 MPa)，并且數值的絕對值有由大變小再逐漸變大的趨勢，其他關鍵部位應力沒有太大改變。

3.1.4 小結

(1)當b＜2 m時，隧道拱頂及最大水平洞徑處的位移、圍巖塑性區及初期支護應力均隨隧道上方軟弱圍巖厚度的增加而變大;

(2)當b＞2 m時，隧道上方軟弱圍巖厚度及所在位置對隧道初期支護內力變化整體影響較小。

3.2 隧道斷面穿越軟硬交互地層

如圖7所示，地層二為穩定性較差的泥巖，泥巖分層沿小里程反向逐漸降低，其厚度為c，沿隧道最大水平洞徑線上下對稱分布，其余地層為玄武巖。分析隧道縱向不同斷面泥巖層厚c對圍巖變形及隧道初期支護內力的影響。

圖7 計算截面地層分布示意

3.2.1 圍巖位移分析

典型斷面關鍵部位的位移計算結果如圖8和圖9所示。由位移柱狀圖可知:當c＜10 m時，拱頂豎向位移及隧道最大水平洞徑處的收斂位移隨隧道所穿越軟弱巖層厚度的增加而波動增大，其中當隧道所穿越軟弱圍巖的面積占隧道斷面積的比例v=1/5(c=2 m)時，拱頂豎向位移為6 mm左右，當v=2/5(c=4 m)時，拱頂豎向位移為10 mm左右;當隧道斷面完全穿越軟弱地層(c＞10 m)時，隧道拱頂豎向位移將超過20 mm，最大水平洞徑處的收斂位移超過18 mm。

圖8 隧道拱頂豎向位移隨c變化柱狀圖

圖9 隧道最大水平洞徑處收斂位移隨c變化柱狀圖

3.2.2 圍巖塑性區分析

圍巖塑性區的大小隨地層二厚度變化如圖10所示。

圖10 圍巖塑性區的大小隨c值大小的變化

分析以上不同c值條件下的塑性區，可以看出:正處于塑性流動狀態的區域隨隧道所穿越軟弱圍巖的面積占隧道斷面積的比例v的增大而增大，當v＜1(c＜10 m)時，塑性區主要分布在側墻部位，沿隧道徑向往外延伸;當v＞1(c＞14 m)時，隧道周邊圍巖塑性區開始貫通，并且貫通區域隨c的增大而增大，塑性區沿隧道徑向水平方向影響較大，豎向較小。

3.2.3 初期支護內力分析

隧道斷面穿越軟弱地層時，不同軟弱地層厚度c所計算出來的隧道關鍵部位初期支護噴混凝土最大、最小主應力分別如11和圖12所示。圖中以拉應力為正，壓應力為負。

由圖11和圖12可以看出:

(1)隧道關鍵部位初期支護最大主應力在c≤8 m時變化幅度最大，右拱腰部位應力最大值達1.45 MPa左右，右拱腳部位應力在-0.3～0.5 MPa范圍波動;其中當c=6 m時，各關鍵部位最大主應力最小，且都介于-0.1～0.1 MPa之間;當c＞8 m時，各關鍵部位最大主應力變化趨于穩定、平緩;

圖11 關鍵部位初期支護噴混凝土最大主應力曲線

圖12 關鍵部位初期支護噴混凝土最小主應力曲線

(2)隧道關鍵部位初期支護最小主應力隨著地層二的增大而增大。其中拱頂部位應力在c＞14 m時變化速率增大，其余部位應力在c＞10 m時的變化逐漸趨于穩定。

3.2.4 小結

(1)當軟弱巖層厚度不大于10 m時，隧道開挖后圍巖位移、塑性區及初期支護內力在一定范圍內隨該軟弱巖層厚度的增加波動增大;

(2)當軟弱巖層厚度大于10 m時，隧道開挖后圍巖位移、塑性區及初期支護內力變化趨于穩定。

4 結論

大斷面隧道穿越軟硬交互地層，洞周圍巖變形及初期支護內力與軟弱地層有著密切聯系，通過分析可知:

(1)軟弱巖層分布于隧道上方條件下，當該巖層距隧道拱頂小于2 m時，圍巖變形及初期支護應力均隨該軟弱圍巖厚度的增加而變大，但當該巖層距隧道拱頂大于2 m時，該軟弱圍巖厚度及所在位置對隧道初期支護內力變化整體影響較小，施工圍巖級別應按硬巖劃分;

(2)隧道斷面穿越軟硬交互地層條件下，當軟弱巖層厚度不大于10 m時，隧道開挖后圍巖位移、塑性區及初期支護內力在一定范圍內隨該軟弱巖層厚度的增加波動增大，隨后趨于穩定。軟弱巖層厚度小于2 m時，施工圍巖級別應按硬巖劃分;軟弱巖層厚度大于10 m時，施工圍巖級別應按軟巖劃分。

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