擴建連拱隧道圍巖穩定及結構安全性研究

■林我棉

（平潭綜合試驗區交通投資集團有限公司，平潭 350400）

1 引言

隨著我國交通事業的日益發展，公路交通量較早年有了極大的提高，增長速度也遠超預期。因此部分隧道已經無法滿足其交通量增長的需求,在既有隧道基礎上進行改擴建的工程項目也逐漸增加[1][2]，如福建泉廈高速大帽山隧道[3]、福建漳龍高速后祠隧道[4]、沈大高速韓家嶺隧道[5]等。

目前，國內針對隧道改擴建的研究已取得了一些成果，但總體而言仍處于起步階段，可供參考的同類型工程經驗也不多。此外，4車道連拱隧道原位擴建為8車道連拱隧道的工程案例國內目前還未見相關報道。

本文結合福建某既有連拱隧道原位擴建方案，采用地層-結構法，對擴建過程中圍巖的穩定性、初期支護安全系數、中墻位移、應力和基底承載力等方面開展了探索，并得出相應的結論，對類似連拱隧道擴建設計有一定的指導和借鑒作用。

2 工程概況

既有連拱隧道為雙向四車道高速公路隧道，設計行車速度為80km/h，行車道寬度為2×3.75m，凈高5m，長140m。進出口段坡體表層覆蓋坡殘積土；洞頂及洞身圍巖主要為殘積土、全風化～砂土狀強風化花崗閃長巖，結構松散，巖體風化強烈，且泡水易軟化，屬于極軟巖，圍巖級別為V級，[BQ]≤250，易坍塌，處理不當會出現大坍塌。隧道地質縱斷面如圖1所示。

現擬對其擴建為雙向八車道連拱隧道，擴建隧道采用兩層初期支護：第一層為30cm厚的C25噴射混凝土，I22b鋼支撐間距50cm；第二層為20cm厚的C25噴射混凝土，鋼格柵支撐間距50cm。臨時支護均采用25cm厚的C25噴射混凝土，I20b鋼支撐間距50cm。

圖1 隧道地質縱斷面

擴建隧道擬采用復合式中墻結構，保留部分既有隧道中墻位置二襯，通過水平對拉預應力錨桿等加固措施，使之與既有中墻構成新中墻。

圖2 隧道橫斷面布置

3 圍巖穩定分析及支護結構計算

3.1 數值模型

擴建隧道暗埋段均為超淺埋，選取埋深最大位置斷面（YK16+600）進行計算分析，圍巖級別為Ⅴ級，埋深為29m，地面最大橫坡約為15°。

采用同濟曙光進行隧道圍巖穩定驗算分析及結構內力計算。采用三節點三角形單元模擬圍巖及既有隧道的中墻，二維梁單元模擬初期支護及臨時支護，采用組合梁單元模擬第二層初期支護。邊界條件：上表面為地面即自由邊界，其余各外表面均設置約束法向位移。二維數值模型如圖3所示。

圖3 二維有限元網格劃分

3.2 參數取值

根據地質資料，洞頂及洞身圍巖主要為殘積土、全-砂土狀強風化花崗閃長巖，結構松散。由于本項目為既有隧道擴建項目，考慮到存在多次擾動，因此地層參數參照《公路隧道設計細則》（JTG/TD70-2010）[6]中 V 級圍巖-土（巖）質圍巖參數的下限進行選取。詳見表1。

表1 地層及材料參數

3.3 計算方案

隧道計算斷面所處位置存在地形偏壓，根據相關工程經驗及研究資料，為消除地形偏壓的影響，應采取“先外后里”的開挖順序[7]。擬采用開挖工序為先開挖左洞，右洞采取加固措施保持通行。

計算方案結合設計的施工步驟，計算時不考慮二次襯砌，開挖后圍巖釋放荷載50%，初次支護承擔50%的圍巖釋放荷載。施工步順序如圖4所示。

3.4 計算結果

3.4.1 圍巖屈服區

圖5為施工完成后洞周圍巖屈服區的狀態，由于洞頂及洞身圍巖主要為殘積土、全風化～砂土狀強風化花崗巖，結構松散，自穩能力差，圍巖屈服區基本貫通，自身無法形成承載環。因此在施工過程中，應加強超前支護和初期支護，加強施工監控量測，確保施工安全。

3.4.2 初期支護受力分析

圖4 施工步順序

圖5 洞周圍巖屈服區

圖6為第一層初支的內力圖。可以看出，因兩洞內側拱腳與中墻連接處由于存在應力集中，彎距值較大，安全系數分別為0.21和0.26，右洞仰拱（B點）安全系數1.42，其余位置安全系數均滿足規范規定1.7×0.9=1.53，滿足施工要求。根據《公路隧道設計細則》中規定，支護結構出現的塑性鉸小于3個，且不在同一側側墻上時，支護結構可起到承載環作用，說明擴建隧道滿足穩定性要求。表2為典型位置的內力及安全系數計算結果。

圖6 第一層初支內力圖

圖7為第二層初支的內力圖。通過計算可得，第二層初支各截面位置的安全系數除個別連接點外均大于1.53。表3為典型位置的內力及安全系數計算結果。

圖7 第二層初支內力圖

表2 第一層初支內力及安全系數計算結果

表3 第二層初支內力及安全系數計算結果

3.4.3 中墻分析

3.4.3 .1 中墻位移分析

圖8為中墻位移監測點和最終位移圖。從圖9中可以看出，隨擴挖施工的進行，中墻位移總體呈向左側（靠邊坡一側）移動。左洞右下導坑開挖時，測點水平位移為向左移動2.6mm；當右洞左下導坑開挖時，中墻水平方向產生較大的向右回移，移動至-1.6mm位置；之后隨著右洞開挖進行，中墻水平位移繼續向左移動，最終穩定在距初始位置-3.0mm處。過程中產生的最大水平位移為-3.2mm，因此施工過程中，應加強對中隔墻的監控量測，確保施工安全。

圖8 中墻水平位移示意

圖9 中墻水平位移隨施工步變化曲線

3.4.3 .2 中墻受力分析

為分析中墻應力隨施工步進行的變化規律，取中墻最薄處軸線兩側2個監測點（C、D）和中墻頂部兩個角點（A、B）作為監測點，觀察其最小主應力（最大壓應力）的變化情況，如圖10所示。

圖10 中墻應力監測點

從圖11中可以看出，中墻頂部角點的最小主應力，隨施工步進行持續增大。當施工完成時，由于應力集中，左側角點最小主應力σ3,max達到7.7MPa。根據《公路隧道設計規范》[8]，C25混凝土的軸心抗壓強度極限值為Ra=19.0MPa，則綜合安全系數，略大于規范最小值2.0。因此，設計時建議對該部位配設多層鋼筋網,以提高混凝土局部抗壓能力。

圖11 中墻頂部角點應力曲線

從圖12中可以看出，中墻截面最薄處的最小主應力，隨施工步進行基本呈現穩步增長的變化趨勢。在開挖過程中，會出現兩個突變點，當開挖左洞右下臺階時，中墻右側（D點）應力有所增大，左側（C點）應力因得到部分釋放而有所減少；當開挖右洞左下臺階時，中墻左側（C點）應力明顯增大，而右側（D點）應力因得到部分釋放而有所減少；當施工結束時，左側最小主應力值大于右側，達到5.7MPa，小于中墻C25混凝土的軸心抗壓設計強度12.5MPa，滿足施工安全性要求。

圖12 中墻水平中軸線應力曲線

3.4.4 中墻基底承載力分析

為分析中墻基底應力分布及變化情況，驗算其地基承載力能力，取中墻底部兩角點處的圍巖作為監測點（E、F），觀察其最小主應力（最大壓應力）的變化情況，如圖13所示。

從圖14中可以看出，中隔墻基底圍巖承受較大的壓應力，并隨開挖進行逐漸增大。當施工完成后，基底左側（E點）壓應力達到最大值3.64MPa。

圖13 中墻基底應力監測點

圖14 中墻基底應力曲線

根據《建筑地基基礎設計規范》（GB50007-2011）[9]，當基礎寬度大于3m或埋深大于0.5m時，需對地基承載力特征值進行修正：fa=fak+ηbγ(b-3)-ηdγm(d-0.5)。

查地勘報告強風化花崗閃長巖地基承載力特征值fak=0.5 MPa；中墻基底寬度小于3m無需對寬度進行修正；基礎埋深的地基承載力修正系數按《規范》表5.2.4取ηd=4.4。

由上式可求得修正后的地基承載力特征值fa=3.58MPa，小于E點應力集中處最大壓應力3.64MPa，不滿足規范地基承載能力驗算要求。因此，必須對地基圍巖采取相應的加固措施，以提高基底圍巖的承載能力，保證結構的安全。表4為基底左右角點處的圍巖應力狀態。

表4 中墻基底應力及圍巖狀態

針對中墻底圍巖承受壓力較大的情況，設計中根據以往經驗，擬在洞口軟巖段采用加固基底圍巖，以提高圍巖承載能力。初步擬定在中墻基底采用 50mm、長度4.0m、間距50cm×50cm的注漿小導管對圍巖進行加固，以提高基底圍巖的c、φ值（擬提高20%），改善基底圍巖的狀況。從圖15可以看到，在c、φ值提高后，中墻底兩側最大應力處的圍巖未進入屈服狀態。

4 結論

本文以福建某既有連拱隧道為例，采用地層-結構法對洞周圍巖穩定性和結構安全性進行了驗算，得出以下幾點結論：

圖15 中墻基底注漿后角點處莫爾圓

(1)擴建隧道周邊圍巖屈服區基本貫通，圍巖自身無法形成承載環。施工過程中應加強超前支護和初期支護。

(2)因存在應力集中，除雙洞的內側拱腳及右洞仰拱的第一層初支安全系數不滿足結構安全外，其余位置安全系數均大于1.53，說明擴建隧道結構滿足穩定性要求。

(3)第二層初支各截面位置的安全系數除個別初支與臨時支撐的連接點外均大于1.53，滿足結構安全要求。

(4)隨擴挖施工的進行，中墻位移總體呈向左側（靠邊坡一側）移動。過程中產生的最大水平位移為-3.2mm，施工過程中應加強對中隔墻的監控量測。

(5)中墻頂部右角點最小主應力為7.7MPa，為結構受力不利部位，設計時對該部配設多層鋼筋網,以提高混凝土的局部抗壓能力；中墻截面最薄處的最小主應力最大達到5.7MPa，均小于中墻C25混凝土的軸心抗壓設計強度12.5MPa，滿足施工安全；

(6)中隔墻基底圍巖壓應力最大值為3.64MPa，不滿足基底地基承載能力要求，應對地基圍巖采取注漿等加固措施。