預切槽法開挖黃土隧道的切槽方式研究

王秀英，鄭維翰，張雋瑋，孟德鑫，王新東

(1.北京交通大學 城市地下工程教育部重點實驗室，北京 100044；2.鐵道第一勘測設計院集團有限公司，陜西 西安 710043)

我國是世界上黃土分布最廣、厚度最大的國家。由于黃土具有強度低、變形大、自穩能力差等特點，在黃土地區隧道施工過程中，需要堅持“預支護、快挖、快支、快閉合”的施工原則，否則黃土地區隧道會在施工過程中產生大變形甚至塌方[1-6]。

針對黃土隧道的特點，我國學者開展了大量的研究。王明年等結合鄭西客運專線黃土隧道，研究了深埋黃土隧道圍巖壓力計算方法[7]；譚忠盛等開展了大斷面黃土隧道型鋼與格柵的對比性試驗[8]；陳建勛等對黃土隧道錨桿的受力機理進行了深入研究[9]；賴金星等結合現場試驗，研究了黃土隧道變形規律[10]。這些研究主要立足于將大斷面隧道分割成小斷面隧道的常規施工方法，但采用該開挖方法，大型機械設備往往難以發揮作用，并且仰拱常常不能及時跟進掌子面，使得“及早閉合”這一原則很難實施[11-12]。

機械預切槽法，是在隧道開挖前采用專門的切槽機械沿著隧道外輪廓線按預定的長度和厚度進行切槽，并及時在槽內噴射或灌注混凝土，使其形成超前襯砌薄殼(預筑拱)，預筑拱可根據實際需要覆蓋拱部范圍或者整個隧道輪廓(除仰拱外)，待預筑拱達到一定強度后(通常要求4～6 h達到開挖強度)，即可進行下部土體全斷面開挖[13]。這種方法在法國、意大利等國家得到了較為廣泛的運用。目前我國也已經成功研制出預切槽機械，預計將采用邊切槽邊灌注的切灌一體化施工模式。但在采用中心軸式預切槽機械進行切灌一體化操作試驗過程中發現，當切刀沿隧道輪廓運行到拱部再向下切槽且灌注混凝土時，混凝土因重力作用自然向下流動且難以控制，導致最終總有一半預筑拱存在空洞和凹陷，質量較差，無法滿足實際工程現場施工要求[14-15]。因此，為了能在目前的工藝條件下嘗試使用機械預切槽法，提出了分段切槽、分段灌注的想法，并且調研發現，歐洲國家在預切槽法發展過程中也曾經有過分段切槽施工的案例。盡管分段切槽、灌注在相鄰兩段混凝土的連接上是處理難題，但在現場中，采取對接頭處已成形的混凝土進行部分切除，然后與新切槽進行整體灌注的措施，最終形成的預筑拱是能夠滿足施工需要的。

基于國外經驗，計劃在寶蘭客運專線洪亮營隧道現場進行分段預切槽法試驗。由于隧道的斷面大、輪廓長，不同的切槽分段數目和切槽順序等切槽方式對地層的擾動還存在較大差異，因此，本文結合具體隧道，采用數值模擬方法模擬不同切槽方式下地層和預筑拱的沉降，以及有無鎖腳時預筑拱的受力，研究合理的切槽方式，并在現場開展相關測試，驗證分段切槽的可行性，觀察預筑拱應力的發展，以期為我國鐵路隧道預切槽法的發展提供建議。

1 工程概況

洪亮營隧道全長961 m，最大埋深120 m，預切槽法試驗段位于自隧道進口起100 m的長度范圍內，平均埋深50 m，地層為第四系中更新統黃土，屬Ⅴ級圍巖。隧道最大開挖跨度14.42 m，高度8.68 m。切槽方式取順序3段、順序5段、順序7段和跳躍7段共4種，如圖1所示，即分別按照圖上預切槽標注的數字順序，在第1段切槽并灌注混凝土后，再進行第2段的切槽和灌注混凝土，以此類推，直至完成全部切槽和灌注混凝土。為了保證相鄰2段切槽混凝土的連續性和連接部位的混凝土質量，在灌注下一槽段混凝土時將與其相鄰的上一段已成槽段的混凝土側面切出鋸齒狀，再灌注該槽段的混凝土。

圖1 4種切槽方式示意圖

2 數值計算模型

采用有限差分軟件FLAC3D建立三維數值模型。根據試驗段情況，隧道埋深取50 m，模型長×寬×高為90 m×60 m×102 m，邊界條件設置為模型上表面即地表為自由面，模型底部設置豎向約束，前后左右4個面均設置水平約束，圍巖和預筑拱均采用實體單元模擬；開挖過程中取仰拱封閉距離為35 m；由此建立的數值模型如圖2所示。

根據現場取樣及試驗數據[15]，確定黃土地層的重度為18 kN·m-3，彈性模量為200 MPa，泊松比為0.2，內摩擦角為22°，黏聚力為43 kPa。

圖2 數值模型

每次切槽深度均為沿著隧道縱向切入6 m，切槽段采用C30混凝土進行灌注，切槽形成的預筑拱達到一定強度后進行其下部土體開挖；然后再進行下一環的切槽、灌注和開挖。為了加強預筑拱結構的支撐能力，在每2環預筑拱的相鄰處取1 m長的已成形的混凝土進行搭接。考慮到隧道開挖過程中，預筑拱的混凝土強度隨著隧道開挖過程逐漸增大，數值模擬過程中，將混凝土彈性模量設置為變量，其值隨著隧道的開挖而不斷增大。根據國外預切槽法施工情況，假定每3 d完成1環預筑拱(6 m)的切槽、灌注及下部土體開挖，因此假定某1環的混凝土在本環下部開挖時的彈性模量為20 GPa，在隨后的1環達到25 GPa，在隨后的第2環時達到30 GPa[16]。由于橫向切槽分段之間采取了切割部分舊混凝土再灌注新混凝土的措施，數值模擬中沒有考慮切槽分段處混凝土的弱化情況。

監測斷面取距離隧道開挖起始位置30 m處的橫斷面，即圖2(a)中豎線所在的模型中央處斷面，在監測斷面上拱頂、拱肩、拱腰和拱腳處布置預筑拱變形與收斂監測點，取地表、地中(覆蓋層中部位置)作為地層沉降監測點，監測點分布如圖3所示。

3 數值模擬結果及分析

3.1 不同切槽方式下地層和預筑拱的沉降

圖4分別給出了4種切槽方式下地層沉降隨掌子面推進的變化曲線。圖中掌子面位于監測斷面之前時其距離則為負，之后則為正；沉降由地表向下時則其值為負。由圖4可知：當采用不同方式切槽時，隨著切槽段數的增加，地層的沉降逐漸減少；當掌子面距離監測斷面30 m時，4種切槽方式下的拱頂沉降分別為84，80，76和78 mm，可見順序7段切槽方式對于控制拱頂沉降最為有利。

圖3 監測斷面上監測點的分布

圖5給出了不同切槽方式下預筑拱不同部位的收斂變形隨掌子面推進的變化曲線，圖中收斂值是指隧道左、右監測點變形值的和，并且，若收斂是沿著隧道外輪廓指向隧道內部凈空的水平方向發生的則其值為正。當掌子面距離監測斷面30 m時，4種切槽方式下預筑拱各部位收斂值的對比如圖6所示。

圖4 4種切槽方式的地層沉降曲線

圖5 不同切槽方式下預筑拱不同部位的收斂變形隨掌子面推進的變化曲線

圖6 預筑拱各部位收斂變形對比

由圖5可知：4種切槽方式下，在掌子面前方約10 m處，預筑拱各部位預收斂已經開始出現，隨著掌子面的推進，收斂值逐漸增大，在掌子面后方30 m開始收斂值變化基本保持穩定。由圖6可知：預筑拱拱腳、拱腰部位的收斂值均較大，這與模擬時沒有考慮采取鎖腳措施關系較大；隨著切槽段數的增加，預筑拱拱腰的收斂變形有所減少，這主要是由于段數增加時，每1個槽段分割較小，1次開挖變形小且灌注混凝土比較及時；拱肩處收斂值總體不大，變化不明顯，而拱腳處收斂隨切槽段數增加有少許增長，如順序5段切槽時拱腳收斂值為117 mm，而順序7段切槽時拱腳收斂值為126 mm，這主要是由于拱腳是切灌最早施做部位，切槽段數增加時，總體施工時間相對增加，后續施工對拱腳變形的影響時間長。

圖7 不同切槽方式下預筑拱不同部位最大主應力隨施工過程變化曲線

3.2 不同切槽方式下預筑拱的受力

圖7給出了預筑拱不同部位最大主應力隨掌子面推進的變化曲線，圖中最大主應力沿單元受拉方向時其值則為正，受壓方向則為負。由圖7可知：4種切槽方式下，拱腳部位的最大主應力隨著掌子面的推進變化比較明顯，且在掌子面后方3 m位置開始，拱腳部位預筑拱最大主應力就一直處于較高狀態，分別達到了2.53，2.82，2.59，2.64 MPa，均超過了C30混凝土的極限抗拉強度2.2 MPa，其他部位最大主應力總體變化不大，且都在安全容許范圍之內；掌子面后方10～15 m，即1倍洞徑左右范圍內，拱腳的最大主應力達到最大，其后最大主應力呈現下降趨勢。

圖8給出了不同切槽方式下仰拱封閉后掌子面通過監測斷面時預筑拱不同部位最大主應力的對比圖。由圖8可知：此時拱腰、拱肩的最大主應力均為負值，且數值都比較小，拱頂部位出現了拉應力，但數值不大；4種切槽方式下，拱腳部位的最大主應力均超過C30混凝土極限抗拉強度，其他部位受力均在安全范圍之內；順序7段和跳躍7段切槽方式在拱腳處產生的最大主應力相對較小。

圖8 預筑拱不同部位最大主應力對比

總體分析可知，從控制地層沉降和減少預筑拱最大主應力的角度來看，順序7段切槽方式較為有利。

3.3 鎖腳對預筑拱受力影響分析

以上計算對應的工況是未對拱腳采取鎖腳措施，為了研究鎖腳對預筑拱受力的影響，針對順序7段切槽方式建立拱腳增加鎖腳后的計算模型，拱腳鎖腳加固模型局部如圖9所示，由鎖腳錨桿和黃土經過注漿加固之后形成的加固區組成。鎖腳錨桿的彈性模量為200 GPa，錨桿長度為6 m；加固區的彈性模量為10 GPa,泊松比為0.23，黏聚力為1.1 MPa，內摩擦角為45°。

圖9 拱腳鎖腳加固模型

圖10給出了拱腳增加鎖腳后預筑拱不同部位最大主應力隨掌子面推進的變化曲線，為了對比，圖11給出了有無鎖腳2種情況下預筑拱拱腳部位最大主應力的對比情況。

圖10 預筑拱不同部位最大主應力隨掌子面推進變化曲線

圖11 有無鎖腳時拱腳最大主應力對比

由圖10可知：拱腳的最大主應力隨掌子面的推進，先較快增大，在掌子面后方9 m達到最大值3.48 MPa，然后呈現減小趨勢，在掌子面后方30 m趨于穩定，此時達到1.08 MPa，低于C30混凝土極限抗拉強度2.2 MPa；其他部位應力隨施工推進變化不明顯，且都在安全允許范圍之內。

由圖11可知：采取鎖腳加固后，拱腳的最大主應力明顯減小，在掌子面后方30 m處降低到1.08 MPa，低于了C30混凝土極限抗拉強度2.2 MPa，說明采取強有力的鎖腳措施，能夠有效降低預筑拱拱腳部位的拉應力。另外值得注意的是，預筑拱上的拉應力從掌子面前方即開始發展，到掌子面后方3 m之前拉應力值較小，沒有超出C30混凝土極限抗拉強度2.2 MPa。但從掌子面后方3 m開始就一直處于較高狀態，不加固拱腳時，達到了2.59 MPa，加固拱腳時達到了2.46 MPa，均超過C30混凝土極限抗拉強度，因此，及時在預筑拱下部設置拱架或采用鋼纖維混凝土進行灌注預筑拱是非常必要的，因為鋼拱架和鋼纖維混凝土可以顯著提高預筑拱的抗拉能力。

4 現場監測及分析

4.1 預筑拱應力發展情況

由于預切槽機械在我國的發展尚處于探索階段，因此在研制的中心軸式預切槽機械組裝完成后，為了測試其機械性能，在洪亮營隧道現場進行了切灌試驗，如圖12所示。為了施工方便，減少接頭處理時間，試驗采用順序3段切槽方式，并在施工中進行了預筑拱受力測試。

圖12 預切槽施工試驗現場

現場試驗計劃做2環預筑拱，但由于地質災害造成山體滑坡，所以只做了1環。預筑拱受力測試是從2014年7月26日21:00開始的，到8月14日結束，測得的預筑拱的左拱腰和左右拱腳的應力變化曲線如圖13所示。

由圖13可知：預筑拱各部位的應力總體呈現增長趨勢，拱腳的最大拉應力為3.1 MPa，拱腰的最大拉應力為2.1 MPa，均超過混凝土的極限抗拉強度。這是因為，測點埋設后對隧道只進行了小部分的開挖，因此開挖引起的應力僅占其中一小部分，其余主要與混凝土硬化過程有關。雖然這次試驗只做了1環預筑拱，但是觀察圖13中各測點的應力變化趨勢可以發現，拱腳部位易出現拉應力，這與數值計算結果是相吻合的。因此，實際施工中，一定要在拱腳處增加鎖腳，并及時對預筑拱進行加固，如及時架設鋼拱架，采用鋼纖維混凝土來替代素混凝土進行切槽灌注，以提高其抗拉能力，提高結構的穩定性，防止預筑拱發生破壞。

圖13 預筑拱在施工過程中的應力變化曲線

4.2 分段切槽的問題及思考

由于目前中心軸式預切槽機械不能很好地完成切灌一體化作業，采取了分段切槽、分段灌注混凝土的模式。試驗中發現這種方式在黏質黃土中成槽的穩定性較好，而在砂質黃土中，當切好的槽段不能及時灌注混凝土時，極易坍塌，這樣后續灌注的混凝土容易與土攪合在一起，導致形成的預筑拱質量不好，大大影響其強度。同時分段灌注混凝土模式下各槽段的連接也是一個問題，盡管試驗中采取了切割接頭處已形成的混凝土段再灌注新混凝土的方式，但是試驗觀察接頭處混凝土的質量還是較差。這實際上不能實現預切槽法的初衷“在工作面前方形成一個連續的、起預先支護作用的混凝土拱殼”。因此，盡管分段切槽、灌注的模式在槽段自穩性較好的地層中可以嘗試試驗，但是我國預切槽技術若要發展，必須在切灌一體化上實現突破。

5 結 論

(1)切槽分段數目增加時，地層沉降和預筑拱的收斂變形都呈減小趨勢，從控制地層變形和預筑拱拱頂沉降及邊墻、腳部收斂來看，選擇順序7段切槽模式較為合適。

(2)數值模擬結果表明，預筑拱拱腳在4種切槽方式下都會承受較大拉應力，且超過了混凝土抗拉極限強度，其他部位拉應力均在安全范圍內，應采取增加鎖腳措施以降低預筑拱拱腳部位的拉應力。現場試驗也發現，預筑拱拱腳部位的拉應力增長最快，超過了混凝土抗拉極限強度。所以在實際施工過程中，應及時加固拱腳，同時對預筑拱進行加固，提高預筑拱的抗拉能力，防止其結構發生破壞。

(3)現場試驗發現，分段切槽、分段灌注模式在黏質黃土中成槽的穩定性較好，而在砂質黃土中很難實現預切槽法在工作面前方形成一個連續的、起預先支護作用的混凝土拱殼的初衷；同時分段灌注混凝土模式下各槽段的連接也是一個尚待解決的問題。因此，我國預切槽技術若要發展，必須在切灌一體化上實現突破。

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