軟弱圍巖分岔大斷面暗挖隧道反挖施工技術分析*

楊四海，何文聰

(中國路橋工程有限責任公司，北京 100011)

0 引言

隧道分岔段向匝道引出的節點包含多種隧道斷面形式，如小凈距段、連拱段、大跨段。大跨段斷面根據交通車道要求，形似喇叭口，最大斷面處常采用4～8車道，圍巖穩定性和變形特征成為分析關鍵。

目前國內已有學者對大跨度分岔隧道進行相關研究。丁文其等[1]運用數值分析和理論分析法對深埋分岔隧道空間荷載計算模型進行研究。談識等[2]對大跨度分岔隧道連拱段提出無中導洞施工方案，并進行有限元數值模擬分析，但未對分岔隧道大跨段分析做詳細描述。李宣高[3]提出大跨度分岔隧道在不同圍巖等級下的開挖施工方法，然而對Ⅱ類圍巖隧道采用6部臺階法，且先行施工中央核心土的施工方案不具有普遍適用性。吳張中等[4]通過等代圓法，結合復變函數理論推導大跨段斷面擴挖時的圍巖應力函數，將大跨段圍巖簡化為各項同性均值彈性體，采用臺階法開挖，適用于圍巖較好的深埋大跨隧道，對復雜條件下大跨隧道難以適用。胡云鵬[5]提出從小凈距隧道先行導洞向大跨段隧道開挖、實現隧道雙向施工的方法，該方案在大跨段最大斷面開始雙向擴挖，采用臺階法施工，當圍巖較好時可行，但未分析復雜條件下的可實施性。劉鵬[6]結合膠州灣隧道淺埋大跨分岔段案例，提出綜合采用超前注漿技術、CRD工法、微振爆破技術等控制圍巖變形，實現超淺埋大跨隧道(大跨段覆土僅14m)施工，因為該隧道洞身基本在微風化巖層內，且開挖方向為單向，施工安全具有可控性。李勇等[7]采用三維有限元分析方法研究萬石山隧道工程分岔隧道大跨段施工方案，沒有詳細分析雙側壁開挖施工過程中的臨時支護和圍巖狀態。

在深圳市東部過境高速公路連接線工程中，采用數值有限元方法研究軟弱圍巖條件下分岔隧道大跨段施工工法，分析由斷面隧道向大跨段隧道的反挖施工工序，并驗證施工安全性。

1 工程概況

深圳市東部過境高速公路連接線工程是連接深圳主城區與東部過境高速公路的重要通道，南接深圳東環沿河北路，西連北環布心路，下穿東湖公園和深圳水庫，隧道全長約3.1km。采用城市快速路標準進行設計，主線雙向6車道，設置2條東南向和南東向地下匝道有效銜接地面道路，1車道匝道(3.5m+2.5m緊急停車帶)和2車道主線隧道在谷對嶺山嶺地下交匯，與主線隧道立體交叉，如圖1所示。隧道分岔段依次為小凈距段、連拱段、分岔漸變大跨段，從匝道過渡到標準3車道。其中分岔大跨段分為E4，D4，C4，B4，A5+大斷面形式，斷面隨樁號逐漸變小，最大跨度斷面E4寬24.338m、高15.312m。

圖1 谷對嶺分岔段平面

根據地質鉆探結果，場區有F7，F8斷層通過。場區覆蓋層主要為第四系上更新統坡洪積層，下覆依次為全風化碎裂巖化混合花崗巖、強風化碎裂巖化混合花崗巖、中風化碎裂巖化混合花崗巖、微風化碎裂巖化混合花崗巖。大跨段在F7主斷層通過位置以構造巖為主，局部發育有糜棱巖，巖體破碎，構造巖破碎帶存在裂隙承壓水，并沿構造破碎帶定向富集。F8主斷層通過位置以構造角礫巖為主，巖體破碎，構造巖破碎帶存在裂隙承壓水，并沿構造破碎帶定向富集。

2 分岔隧道大跨段設計與施工

2.1 隧道支護參數

谷對嶺分岔E4大跨段埋深約70m，圍巖級別為Ⅳ級。初襯超前支護采用φ89管棚，長為12m，間距為0.3m(環向)×8m(縱向)。超前小導管采用φ50×4鋼花管，長4.5m，間距為0.3m(環向)×3.2m(縱向)。拱架間為雙層φ8@0.2m×0.2m鋼筋網。鋼拱架采用HW200×200×8×12型鋼，間距0.8m。初支采用C30噴射混凝土，厚0.28m，預留變形量為0.15m，外包防水為無紡布+防水板，二襯為C35鋼筋混凝土。拱腰增設R25中空注漿錨桿，長為4.5m，間距為 0.8m(環向)×0.8m(縱向)，如圖2所示。

圖2 E4型襯砌結構設計

2.2 大跨段隧道施工方案

原設計方案施工順序是從主洞標準3車道向大跨段施工，然后依次開挖匝道和主洞2車道段，施工斷面逐步擴大，擴大面積不大，安全可控。然而暗挖隧道施工掌子面有限，難以控制各掌子面施工順序，該項目難以具備從標準3車道向大跨段開挖的條件。而從匝道小凈距段向主洞大跨段隧道施工，由于斷面增大面積較大，如果一次性進入大跨度段，施工難度較大，有一定風險。因此按照減小臨空面，實現有序施工，逐步擴挖的原則，采用先行導洞進入跨度較小斷面，再反向擴挖的方案，如圖3所示。掌子面由匝道小凈距段進入連拱段，采用CD法施工，從連拱段施工先導洞爬坡擴挖到E4型大跨段頂部，沿隧道主洞依次進入D4型、C4型斷面，在C4型斷面末端橫向擴挖出C4型斷面上臺階，反向施工C4，D4，E4右側導坑，按照雙側壁導坑法施工大跨段隧道。大跨段調頭施工平面如圖3所示。

圖3 大跨段調頭施工平面

根據文獻，有隧道案例在最大跨度處(此項目即E4段)橫向擴挖調頭，直接施工連拱段進入另一側主洞。若按此方案，在調頭處跨度最大，且緊鄰連拱段和小凈距段，圍巖受力情況極為復雜，風險較大。而如果盡量將先行導洞延續到最小斷面，即主洞標準3車道斷面才開始調頭開挖，由于導洞施工加之反向擴挖，整個大跨段將在初期支護條件下持續較長時間，根據工期安排，長達半年，按照新奧法設計施工原理，隧道在初支條件下圍巖緩慢釋放應力，長期停滯不利于隧道整體穩定性，因此導洞不宜過長。根據公路隧道施工規范要求，應及時施作軟弱圍巖及不良地質隧道的二襯襯砌，在Ⅳ級圍巖的情況下，二襯距掌子面≤90m[8]。然而通過施工經驗表明，軟弱圍巖由于自承能力有限，在二襯距掌子面超過2倍隧道跨度后，難以收斂掌子面后的初支監測沉降數據，掌子面有失穩風險。這是因為隧道施工在圍巖中呈三向受力狀態，隧道拱頂不僅在橫斷面上形成松動拱，在縱斷面上同樣存在松動拱效應，二襯和掌子面間的臨空面距離越大，隧道上方形成的松動圈越難以形成壓力拱，從而持續變形甚至坍塌。因此推薦采用2倍隧道斷面，即約50m長作為先行導洞開挖距離反挖大跨段隧道。

2.3 大斷面不對稱開挖施工方案

反挖施工段為斷層帶軟弱圍巖大跨度隧道，圍巖條件較差，因此結合先行導洞初期支護，可采用雙側壁導坑法施工。考慮先行導洞作為反挖施工人員出入和出渣通道，對斷面寬度有一定要求，因此設置先行導洞斷面寬度為8.6m、高9.8m。由于高度較大，圍巖破碎，難有自穩能力，采用HW200×200×8×12型鋼對導洞頂部進行橫向支撐。

隨著整體斷面縮小，導洞斷面不變，相對整體斷面面積占比不斷變大，雙側壁導坑逐漸變成不對稱支護形態。施工最不利斷面為C4型斷面，左側導坑斷面較大，其他部分較小，整體受力不利，因此需分析斷面施工過程中圍巖穩定性和支護承載力。C4型臨時支護鋼架如圖4所示。

圖4 C4型臨時支護鋼架設計

3 有限元分析模型建立

掌子面左右取5倍開挖跨徑距離，下部取3倍跨徑距離，可消除計算邊界效應。二維巖土體寬200m、深100m。巖土體采用莫爾-庫侖本構模型，鋼材、混凝土采用彈性本構，錨桿采用植入式桁架單元，截面為φ25，壁厚3.5mm，長4.5m。鋼架采用梁單元，為HW200×200×8×12鋼拱架。巖土體采用平面應變單元。圍巖注漿、圍巖超前支護均采用提高加固部位巖體本構參數15%，30%強度值實現。超前注漿、超前支護、仰拱回填混凝土等通過改變邊界屬性實現。圍巖和結構參數如表1，2所示。左右邊界約束水平位移，底邊為固定約束，對整體模型施加自重荷載，對開挖區域巖土體進行網格加密處理，以更好地反映巖體開挖后的應力變形規律。掌子面模型如圖5所示。

圖5 大斷面非對稱開挖掌子面模型

表1 巖土計算參數

4 數值試驗結果分析

4.1 圍巖變形分析

根據圍巖豎向位移分布圖，可看出左上臺階開

表2 隧道支護材料參數

挖后，圍巖最大沉降發生在拱肩處，約5mm；最大隆起發生在左上臺階底部靠中部土體處，約1.1mm。左中臺階開挖后，最大沉降發生在中部下臺階土體處，約10mm；最大隆起發生在左中臺階底部靠中部土體處，約15mm。左下臺階開挖后，最大沉降發生在中部下臺階土體處，與上開挖步位置相同，約16mm；最大隆起發生在左下臺階底部靠中部土體處，約15mm，數值與上個開挖步相同。左下臺階回填時，圍巖土體沉降和隆起最大值與位置都不變。

右上臺階開挖后，最大沉降發生在中部下臺階土體處，約20mm；最大隆起發生在右上臺階底部靠中部土體處，約16mm。右下臺階開挖后，最大沉降發生在中部下臺階土體處，約22mm；最大隆起發生在右下臺階底部靠右側處，約18mm。

中上臺階開挖后，最大沉降發生在中部下臺階土體處，約18mm；最大隆起發生在右上臺階底部靠中部土體處，約18mm。中下臺階開挖后，最大沉降發生在右側拱肩，約18mm；最大隆起發生在右側仰拱處，約20mm。待初支閉合后，拆除隧道內臨時支撐時，圍巖豎向變形基本保持不變。

4.2 圍巖受力分析

4.2.1不對稱開挖施工過程最大剪應力分析

根據圍巖最大剪應力分布圖，左上臺階開挖后，圍巖最大剪應力出現在左側拱肩處，為1 941kPa，即左下臺階角部出現應力集中，該開挖步要加固左下角部。左中臺階開挖后，圍巖最大剪應力出現在右側角部中部巖體處，為2 816kPa，即該臺階右下角部出現應力集中，該開挖步要加固角部。左下臺階、右側壁開挖后的應力集中位置相同，兩側拱腰邊墻處剪應力較大。開挖完成后，最大剪應力出現在左側拱腰邊墻處，為2 160kPa，且兩側邊墻處剪應力較大，建議錨桿加固長度超出應力集中區，角度范圍為-45°～45°。

4.2.2大斷面不對稱開挖過程圍巖塑性區分析

根據圍巖塑性分布區圖，左上臺階開挖后，左側和右側角部巖體發生塑性變形。左中及左下臺階開挖后，左側和右側邊巖體發生塑性變形。右上臺階開挖后，右側拱肩有大面積圍巖發生塑性變形。開挖完畢后，掌子面拱肩、拱腰、拱腳處均出現大面積塑性區，建議加固該區域圍巖，提高強度指標。

4.3 初支受力分析

4.3.1臨時支撐受力分析

臨時支撐內力分布如圖6所示，左上橫撐所受拉應力最大，為5 485kPa。中左豎撐所受壓應力最大，為53 585kPa。中左豎撐所受剪應力最大，靠近圍巖一端剪應力為59 178kPa。另一端與中橫撐搭接，為51 476kPa。中左豎撐靠近圍巖一端所受彎矩組合最大，為61 117kPa。受力均滿足鋼支撐應力承載力要求，建議加固左上橫撐和中左豎撐，防止發生破壞。

圖6 臨時支撐內力分布

4.3.2初襯變形分析

根據初襯變形圖，最大水平變形出現在右側拱腰上部，為35mm，沿x軸負向。沿x軸正向最大水平變形為23mm，出現在左側拱腰下部。最大沉降為44mm，在仰拱右側1/3處。最大隆起為19mm，在仰拱左側1/3處。建議在上述位置加固圍巖和初支，以防破壞結構。

4.3.3初襯受力分析

根據大斷面初襯內力云圖，仰拱受最大拉應力為539kPa，左側邊墻初襯承受最大壓應力為98 308kPa。最大剪應力在左右邊墻與橫撐搭接處，

約70 000kPa。最大彎矩組合在2個拱腰邊墻處。施工時注意邊墻拱架接腿和橫撐連接位置可靠連接，防止節點失穩破壞。

5 結語

1)從小斷面匝道開挖進入分岔隧道大跨段需考慮導洞長期安全性，根據周邊圍巖情況，考慮整體大斷面隧道穩定性，綜合確定反挖調頭施工位置。

2)反挖施工大斷面軟弱圍巖下的分岔隧道大跨段施工，可采用非對稱雙側壁導坑工法，支護參數和分布形式需根據地層結構法有限元計算確定。

3)采用數值有限元分析得出反挖大跨段設計支護和工法實施中的圍巖變形和應力、初支變形和內力均在安全允許范圍內。本文通過計算給出臨時支護的計算內力和變形，建議加固薄弱圍巖和支護。

本項目在施工中獲得成功，臨時支護穩定直至二襯澆筑完成，變形和支護內力均滿足設計要求，本文限于篇幅沒有做深入對比分析，后續將根據監測數據做進一步研究并完善形成系統工法。