特大跨度四線深埋隧道施工工法研究
——以烏蒙山2號出口車站隧道為例

卿偉宸， 高 楊， 朱 勇， 章慧健

(1. 中鐵二院工程集團有限責任公司， 四川 成都 610031； 2. 西南交通大學， 四川 成都 610031)

0 引言

進入21世紀，隨著我國經濟的快速發展，我國鐵路建設特別是高鐵建設進入新時代。在西南山區修建高速鐵路，由于地形、地質條件復雜，同時高速鐵路對環保要求高且曲線半徑大，因而西南山區鐵路橋隧比較大，一般高達70%以上，部分鐵路(如成都至九寨溝鐵路)橋隧比高達90%以上。在大理至瑞麗鐵路、成都至九寨溝鐵路沿線部分地段，由于設站條件困難導致車站伸入隧道內，車站采用Y字型“2+2”、分修式“2+2”或縱列式“3+3”等設計方案，以控制隧道跨度不超過三線，但上述方案降低了車站功能，不利于運營管理。六沾鐵路烏蒙山2號隧道，根據運能要求并結合地形條件，出口端扒挪塊車站伸入隧道出口段，形成長約610 m的四線隧道，最大開挖面積達354.30 m2。針對四線鐵路隧道施工，國內外尚無先例。如何保證隧道安全成洞，施工工法至關重要。

目前關于大跨度隧道施工工法的研究已經取得不少成果。文獻[1-2]首次對大跨度三線鐵路隧道開展了研究，提出采用雙側壁施工工法； 文獻[3]運用數值模擬并結合現場實測，對渝湘高速公路武水段B6合同段大斷面超長隧道——羊角隧道施工工法進行了研究；文獻[4]針對武廣鐵路雙線大跨度隧道，提出在V級圍巖條件下采用CRD法施工更為合理； 文獻[5-6]針對廈門翔安海底隧道，從位移控制效果和安全性角度進行綜合分析，提出雙側壁和CRD法為陸域段合理工法； 文獻[7]以開挖寬度約22 m的拱北隧道為研究對象，提出了五臺階15分區施工方案和四臺階8分區施工方案，認為五臺階15分區方案更優； 文獻[8-12]分別針對淺埋大跨公路隧道、超大斷面黃土隧道、淺埋軟巖特大跨度三線漸變段和鐵路雙線軟巖隧道施工工法及力學行為進行了研究。

根據已有研究成果，隧道開挖面積基本不超過240 m2，且采用的工法多為雙側壁法或CRD法。而烏蒙山2號出口四線車站隧道洞身深埋段開挖面積基本相當于6倍單線隧道，采用傳統雙側壁法或CRD法已不能滿足安全施工的要求。針對如此大跨度的隧道，不可能采用全斷面開挖，必須采用分部開挖成洞。采用分部開挖時，一方面，由于施工順序不同，圍巖穩定性即存在差異[5]； 另一方面，分部越多，施工中為穩定洞室而設置的臨時支撐就越多。在二次襯砌施工之前，必須先拆除臨時支撐，若一次拆除段落過長，可能引起洞室失穩變形超限或開裂塌方，若一次拆除段落過短，則勢必影響二次襯砌施工質量及進度。文獻[7]通過對拱北隧道施工方案分析，建議每次拆撐長度為4.8 m； 文獻[13-14]通過對南京地鐵鼓玄區間渡線段的三維拆撐計算，確定了最佳縱向一次性拆撐長度為9 m； 文獻[15]對廈門翔安隧道采用現場監測和數值模擬2種方式，得出在縱向一次性拆撐長度為10 m的情況下，初期支護的安全性受臨時支護拆除的影響較小。結合以上分析，拆撐長度控制在10 m以內是比較合適的。然而在本工程現場施工中，考慮防水板鋪設、二次襯砌鋼筋施工及混凝土澆筑等工序，拆撐長度至少在25～30 m才能有較充足的空間開展各道工序。因此，拆撐長度在10 m以內不能滿足本工程施工要求。

本文針對烏蒙山2號隧道出口四線車站隧道工程實際，結合“撐索轉換”[16]及“以索代撐”理念，建立適用于特大跨度隧道深埋地段的三臺階施工工法，在拱部臨時支撐拆除之前施作預應力錨索，消除臨時支撐拆除前后支護結構體系受力轉換風險；利用錨索取代臨時橫撐，突破傳統軟巖隧道施工中拆撐步長和跳拆等限制，確保特大跨度隧道開挖安全。

1 工程概況

六(盤水)沾(益)鐵路設計時速為160 km，通行雙層集裝箱。烏蒙山2號隧道為該線最長隧道，位于貴州省境內，為單洞雙線隧道，全長12 260 m，最大埋深400余 m。受地形條件限制且根據運能需求，扒挪塊車站伸入該隧道出口端形成長610 m的四線車站隧道，其中DK288+240～+350段110 m為洞口淺埋段，埋深不超過50 m，最大開挖寬度達28.42 m，最大開挖面積為354.30 m2，是目前世界最大跨度的單跨交通隧道； DK288+350～DK287+740段為深埋段，開挖跨度達25 m，最大開挖面積為338 m2。淺埋段施工工法將在另文中專題討論，本文僅探討深埋段施工工法。

烏蒙山2號隧道出口四線車站隧道主要通過泥巖、頁巖、頁巖夾砂巖、泥灰巖夾灰巖、灰巖等地層。其中： DK287+740～+870段穿越灰巖、泥質灰巖夾泥灰巖地層； DK287+870～+925段穿越泥灰巖夾灰巖、頁巖地層； DK287+925～DK288+350段穿越泥巖、頁巖夾砂巖地層。巖層產狀為N35°W/71°NE，巖質軟硬不均，巖體較破碎。

2 施工工法及力學行為分析

2.1 施工工序初步擬定

為保證烏蒙山2號出口四線車站隧道洞身V級圍巖段施工安全，擬定5種不同開挖施工工序進行研究對比，如圖1所示。支護結構設計參數見表1。

2.2 計算模型及參數

針對上述5種施工工序，采用FLAC3D計算軟件分別建立三維模型，計算范圍為左右各取100 m(約4倍開挖跨度)，拱頂以上覆巖體取120 m，仰拱以下取60 m，縱向取100 m。前、后、左、右邊界施加相應方向的水平約束，下邊界豎向約束，上邊界為自由面。地層采用服從Mohr-Coulomb屈服準則的彈塑性本構模型進行模擬，采用殼單元模擬噴混凝土，鋼架作用按等效方法予以考慮，即將鋼架彈性模量折算給噴混凝土。

計算模型如圖2所示，圍巖參數按表2取值，錨桿物理力學參數見表3，初期支護及二次襯砌結構計算選用的物理力學性能指標見表4。

(a) 工序Ⅰ

(b) 工序Ⅱ

(c) 工序Ⅲ

(d) 工序Ⅳ

(e) 工序Ⅴ

Fig. 1 Sketches of different construction procedures of deep tunnel in Grade V surrounding rock

表1 支護參數表

(a) 工序Ⅰ (b) 工序Ⅱ (c) 工序Ⅲ

(d) 工序Ⅳ (e) 工序Ⅴ (f) 分部開挖

重度/(kN/m3)彈性模量/GPa泊松比內摩擦角/(°)黏聚力/MPa200．50．4250．1

表3 錨桿物理力學參數

表4 支護結構物理力學參數

2.3 施工工序力學性態比較分析

對5種施工工序進行數值分析，并對圍巖變形及應力、初期支護及二次襯砌結構內力等進行計算，結果見表5和表6。

從表5和表6可以看出，綜合拱頂沉降、水平收斂、圍巖應力、塑性區及支護結構內力等考慮，工序Ⅲ和工序Ⅴ相對較優；但從開挖分部的數目上來看，工序Ⅴ開挖分部相對最少，更方便施工組織及快速施工，因此工序Ⅴ相對更優。

2.4 工法建立及優化

根據工序V，初步建立施工工法如圖3(a)所示，圖中未示意系統錨桿及超前支護。圖中①—⑨為開挖順序，Ⅹ表示仰拱澆筑，Ⅺ表示填充澆筑，Ⅻ表示拱墻二次襯砌澆筑。

表5 5種施工工序的圍巖應力及位移比較

表6 5種施工工序的支護結構內力比較

(a) 初步建立施工工法 (b) 引入“以索代撐”，取消臨時橫撐

(c) 拱部“撐索轉換” (d) 雙側壁調整為三臺階，減少開挖分部

2.4.1 工法優化思路

評價一個工法優劣的標準是能否安全、經濟、快速施工。1)應減少開挖分部，減少作業工序，加快作業進度； 2)應減少臨時支護，以節約材料； 3)應減少體系轉換次數，降低施工作業風險； 4)應盡量加大施工作業面，以利于大型機械作業，快速施工。

基于此，對圖3(a)初步建立的施工工法做了以下優化：

1)引入“以索代撐”理念，取消臨時橫撐。“以索代撐”即直接施作錨索替代臨時支撐，取消分部開挖中臨時支撐的施作。本工程中，對于圖3(a)工法，在上臺階和中臺階開挖后，及時在擬設橫撐處施作預應力錨索1、2，待錨索張拉鎖定后，再開挖下部臺階，如圖3(b)所示。通過“以索代撐”，一方面消除了施工方法中拆撐步長的限制，增加了作業空間自由度； 另一方面減少了臨時支護材料的浪費，取消了施作臨時支護工序，節省了時間，有利于加快施工進度和降低施工成本。

2)引入“撐索轉換”理念，降低體系轉換風險。對于本工程，由于開挖跨度大、圍巖軟弱，不可能一次開挖形成拱部支護，需采用分部開挖。開挖后應及時施作初期支護，一方面為保證初期支護的穩定，需要臨時豎撐在施作后立即發揮作用； 另一方面，臨時支撐與噴混凝土一起形成臨時支護，起穩定圍巖、增強圍巖自穩能力的作用。而預應力錨索施工從鉆孔、安裝、注漿到達到設計強度并張拉鎖定需要一段時間(本工程約為7 d)，因此不能用錨索直接取代臨時豎撐。如圖3(c)所示，在豎撐拆除前，施作拱部預應力錨索3，待錨索達到設計強度并張拉鎖定后，豎撐基本不受力，再拆除豎撐時，可以消除拆撐帶來的結構體系受力轉換風險。

3)雙側壁調整為三臺階，減少開挖分部，如圖3(d)所示。在圖3(c)基礎上提前實施拱部體系轉換，將雙側壁開挖調整為三臺階開挖，即在①、②部開挖后施作錨索3，③部開挖后(結合豎撐受力情況，必要時可增設錨索4，在錨索達到設計強度后)即可拆除臨時豎撐，從而避免臨時豎撐落底。該方案既減少了開挖分部，也減少了臨時支護材料，更有利于大型機械化作業。

2.4.2 錨索參數設計

結合對圖3(a)所示工法的數值計算，根據各處臨時支撐受力情況，初步擬定各處錨索根數如圖4所示(縱向間距1.2 m)。

圖4 錨索計算結果考察點示意

2.4.2.1 預應力大小

先固定錨索長度(總長18 m，其中錨固段長10 m、自由段長8 m)不變，通過改變預應力值，考察圖4所示的6根典型錨索端頭位移與錨索預應力變化關系。在不同預應力情況下，不同考察點處錨索端頭位移見表7，整理得到錨索端頭位移與預應力關系曲線如圖5所示。

表7不同預應力水平下的錨索位移

Table 7 Displacement of anchor cable under different prestresses mm

考察點預應力/kN100300500800100017．436．886．596．5526．594220．5918．8818．2118．1918．28335．0134．5934．2834．1934．29430．1029．3229．0228．9028．96518．8717．1816．3916．3116．4463．8443．633．493．553．557

根據表7和圖5，各處錨索預應力在100～500 kN時，位移下降趨勢較為明顯； 在500～800 kN時，位移下降趨勢較為平緩； 超過800 kN后，增大錨索預應力，錨索端頭位移反而有所增大。因此，錨索設計預應力初步取值為500 kN。

2.4.2.2 錨固長度

固定預應力500 kN不變，改變錨固段長度l(錨索總長10 m+l，其中自由段長10 m)進行數值計算。取拱部錨索3進行分析，得到不同錨固長度下錨索軸力沿錨索桿體分布如圖6所示。

由圖6可知，在錨固段內，錨索軸力呈“始端最大，向末端(錨頭)迅速衰減”的分布規律。綜合各曲線的變化趨勢，在前2 m，錨索軸力衰減趨勢較快；盡管錨索軸力延伸到錨固段末端，然而主要承載范圍在前3 m，占錨索軸力的80%以上。由圖中4種不同錨固段長度的錨索軸力分布情況可以推斷，錨固段太長，末端未能盡其用，造成浪費； 錨固段太短，末端軸力分布未趨于平緩，可能造成受力不穩定，達不到預期錨固效果； 因而建議錨固段長度取8～10 m。本工程中各錨索設計長度為20 m，其中錨固段長10 m，自由段長10 m。

2.4.3 工法建立

基于2.4.1節工法優化思路，結合2.4.2節中錨索參數計算分析，建立三臺階“撐索轉換”及“以索代撐”施工工法，如圖7所示。

(a) 錨索1

(b) 錨索2

(c) 錨索3

(d) 錨索4

(e) 錨索5

(f) 錨索6

Fig. 5 Relationships between displacement of anchor cable end and prestress

(a) 錨固段長5 m

(b) 錨固段長8 m

(c) 錨固段長10 m

(d) 錨固段長12 m

Fig. 6 Distribution of axial force of anchor cable with different lengths

該工法具體施工工序為：

1)開挖①部，施作①部導坑周邊的初期支護和臨時支護，滯后掌子面一定距離施作B-1及C-1錨索單元，并初張拉。2)開挖②部，施作②部導坑周邊的初期支護和臨時支護，滯后掌子面一定距離施作B-2及C-2錨索單元，并初張拉。3)開挖③部，施作③部導坑拱部的初期支護，滯后掌子面一定距離施作A-1及A-2錨索單元，并初張拉。4)對A-1、A-2、B-1、B-2、C-1、C-2錨索進行二次張拉、鎖定及注漿封錨。5)拆除完成錨索最終張拉鎖定的 A-1、A-2、B-1、B-2 位置的臨時豎撐。6)開挖④部，施作④部導坑周邊的初期支護，滯后掌子面一定距離施作D-1及E-1錨索單元，并初張拉。7)開挖⑤部，施作⑤部導坑周邊的初期支護，滯后掌子面一定距離施作D-2及E-2錨索單元，并初張拉。8)對D-1、D-2、E-1、E-2錨索進行二次張拉、鎖定及注漿封錨。9)開挖⑥部，施作⑥部導坑周邊的初期支護。10)開挖⑦部，施作⑦部導坑周邊的初期支護。11)灌筑Ⅷ部仰拱。12)待仰拱混凝土初凝后灌筑仰拱，填充Ⅸ部至設計高度。13)灌筑Ⅹ部拱墻襯砌。

(a) 施工工法示意

(b) 各開挖部尺寸示意(單位： cm)

Fig. 7 Three-bench excavation method of temporary support replaced by prestressed anchor and temporary cross-brace replaced by prestressed anchor cable

按該工法計算得到的圍巖主應力及初期支護內力分布分別如圖8和圖9所示。關鍵點圍巖變形及應力、初期支護及二次襯砌結構內力分別見表8和表9。

(a) 二次襯砌成環后的小主應力σ3

(b) 二次襯砌成環后的大主應力σ1

Fig. 8 Distribution of principal stresses of surrounding rock (unit: MPa)

(a) 彎矩(單位： kN·m)

(b) 軸力(單位： kN)

σ1/MPa拱頂邊墻σ3/MPa拱頂邊墻等效應力集中系數拱頂邊墻Max拱頂沉降/mm邊墻水平位移/mm塑性區面積/m2-0．507-0．588-0．223-0．2630．5710．7662．01540．5131．12385．31

表9 支護結構內力

2.5 現場監測分析

監控量測是鐵路隧道施工過程中的一個重要環節[17]。根據相關規范[18]對隧道開展拱頂沉降和水平收斂觀測，監測斷面間距按10 m布置； 為保證結構受力安全，施工中選擇DK288+220斷面，對錨索軸力、初期支護鋼架及噴混凝土應變等項目實施全程監控量測。

2.5.1 位移監測

DK288+220斷面拱頂沉降及水平收斂測點布置如圖10所示。

(a) 拱頂沉降監測點布置

(b) 水平收斂監測點布置

Fig. 10 Layout of monitoring points for tunnel crown settlement and horizontal convergence

拱頂沉降時程曲線如圖11所示。由圖可以看出： 1)由于拱部錨索在①、②部開挖后立即施作，在③部開挖并拆除臨時豎撐前后，①、②部拱頂沉降未出現突變，確保了支護體現轉換的穩定。2)①部拱頂(A1)最終沉降值為83.6 mm，②部拱頂(A2)最終沉降值為73.6 mm，③部拱頂(A3)最終沉降值為35.7 mm； 拱部最大沉降不超過90 mm，相比雙線鐵路隧道V級軟弱圍巖地段沉降更小。可見，通過采用拱部“撐索轉換”提前進行受力體系轉換，有效控制了拱部沉降。

水平收斂時程曲線如圖12所示。由圖可以看出： 1)由于在中臺階開挖前，已施作了上臺階兩側錨索。因此，在中臺階(④、⑤部)開挖前后，B3測線收斂值未出現突變；同樣，在下臺階開挖前，已施作中臺階兩側錨索，B3與B4測線收斂值均未出現突變。開挖后1 d與開挖前收斂值相差不到2 mm。2)B1、B2、B3、B4、B5測線的水平收斂值最大分別為19.6、16.1、28.6、40.3、5.2 mm； 水平收斂值最大不超過45 mm，相比雙線鐵路隧道V級軟弱圍巖地段收斂更小。可見，通過上臺階腳及中臺階腳處的“以索代撐”，避免了下部臺階開挖時由于上部臨時橫撐的拆除導致的水平收斂突變，有效規避了支護體系轉換風險。3)B3、B4、B5測線的收斂值在⑦部開挖后由于初期支護的及時封閉，其后收斂基本趨于平緩。可見，初期支護的及時封閉對隧道穩定十分重要，同時也證明上臺階及中臺階開挖后由于不能封閉成環，利用錨索代替臨時橫撐的作用是必要的，也是有效的。

2.5.2 初期支護內力監測

DK288+220斷面初期支護噴混凝土及鋼架應變計布置如圖13所示。

圖11 拱頂沉降-時間關系曲線

初期支護噴混凝土應變的監測結果如圖14所示。由圖可以看出： 1)在施工過程中，所有測點內側應變計均表現為全程受壓； 除1、2測點外，其余測點外側應變計均表現為全程受壓，且有較為一致的變化規律。2)1、2測點外側在③部開挖前表現為受拉，這是由于③部開挖前，拱肩及拱腳處錨索提前施加預應力所致； 在③部開挖之后，拱部初期支護形成整體受力，軸力大大增加，內外側應變均為壓應變，且有較大的增量。隨著后續施工的繼續推進，該應變繼續增大，直至初期支護封閉后逐漸趨于穩定。3)所有測點中，仰拱初期支護應變值較小，DK288+220斷面最終收斂值約為50×10-6(1.15 MPa)。4)所有測點中，外側壓應變最大值為283.88×10-6(6.529 MPa)，位于測點7處； 內側壓應變最大值為285.12×10-6(6.558 MPa)，位于測點1處； 均遠小于C25噴混凝土彎曲抗壓強度值。

圖12 水平收斂-時間關系曲線

(a) 噴混凝土應變計埋設位置

(b) 鋼架表面應變計埋設位置

Fig. 13 Layout of monitoring points for steel frame surface strain gauges and shotcrete strain gauges

鋼架表面應變的監測結果如圖15所示。由圖可以看出： 1)初期支護鋼架應力變化規律和受力狀態與噴混凝土應變基本一致，說明二者之間協調變形。2)初期支護鋼架外側和內側壓應力最大值分別為-188.36、-234.63 MPa，最大拉應力為63.07 MPa，小于GB 50017—2003《鋼結構設計規范》中規定的Q235鋼材的抗拉、抗壓極限強度310 MPa，結構是安全可靠的。

結合圖14和圖15可以得到以下結論：

1)在拱部豎撐拆除后，初期支護噴射混凝土及鋼架內力未出現突變，進一步說明通過采用拱部“撐索轉換”提前進行受力體系轉換，有效降低了支護體系受力轉換風險，確保了支護結構的穩定。

2)在中臺階開挖前，已施作了上臺階兩側錨索，因此在中臺階(④、⑤部)開挖前后，①—③部測點初期支護噴混凝土及鋼架應變未出現突變；同樣，在下臺階開挖前，已施作中臺階兩側錨索，因此在下臺階(⑥、⑦部)開挖前后，①—⑤部測點初期支護噴混凝土及鋼架應變均未出現突變。在下部臺階開挖后，初期支護內力雖略有增加，但增幅很小，且整體受力趨勢沒有改變。可見，通過上臺階腳及中臺階腳處的“以索代撐”，有效規避了支護體系轉換風險。

2.5.3 錨索受力監測

DK288+220斷面錨索預應力測點布置如圖16所示。

(a) 外側噴混凝土

(b) 內側噴混凝土

(a) 鋼架外側表面

(b) 鋼架內側表面

圖16 DK288+220斷面錨索預應力測點布置

施工過程預應力監測結果如圖17所示，由圖可以看出： 1)不同部位的錨索預應力值差異不明顯。2)由于預應力張拉機具及施工操作等原因，張拉鎖定前預應力損失達到20%左右； 鎖定后，各錨索預應力保持較好，隨著施工過程的繼續基本無變化。說明通過“撐索轉換”及“以索代撐”提前進行受力體系轉換后，結構內力變化均很小(即拆撐前后，內力重分布不明顯)，有效減小甚至消除了拆撐帶來的結構體系受力轉換風險，保證了施工安全。

圖17 DK288+220斷面錨索預應力-時間關系曲線

3 結論與建議

1)結合烏蒙山2號隧道出口四線車站隧道深埋段工程，通過對擬定的5種施工工序進行數值模擬，從圍巖應力及位移、初期支護及二次襯砌結構內力的綜合對比分析考慮，工序Ⅲ和工序Ⅴ相對較優； 但從工法分部數目上來看，工序Ⅴ開挖分部相對最少，更加方便施工組織及快速施工，因此認為，工序Ⅴ相對更優。

2)結合現場監控量測，在拱部錨索張拉鎖定后，再行拆除拱部臨時豎撐，圍巖位移及支護結構內力在拆撐前后不會發生突變。從錨索受力來看，拆撐后結構受力形式基本不變。即： 通過“撐索轉換”，可以實現拱部臨時支撐的安全拆除，降低拱部支護體系轉換過程中的施工風險； 同時突破了傳統軟巖隧道施工中拆撐步長、跳拆等限制，提高了拆撐的安全性及靈活性，同時為后續施工提供了較大的工作面。

3)通過“以索代撐”，即利用錨索取代臨時橫撐，避免了臨時撗撐施作，節省了材料和施工時間，同時開挖更加靈活。

4)基于工法Ⅴ，結合“撐索轉換”及“以索代撐”設計理念，建立的三臺階“撐索轉換”及“以索代撐”施工工法，確保了六沾鐵路烏蒙山2號隧道出口四線車站隧道成功修建，首次解決了開挖面積超過300 m2的特大跨度軟弱圍巖隧道臺階法施工的難題。

在下一步研究中，建議將本工法的錨索調整為長錨桿，即“以錨代撐”，分析其對特大跨度隧道施工的可行性、安全性及合適的圍巖地層適用范圍。

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