張俊儒，徐 劍，龔彥峰，徐向東，張 航，葉 倫

(1.西南交通大學(xué) 交通隧道工程教育部重點實驗室，四川 成都 610031；2.中鐵第四勘察設(shè)計院集團(tuán)有限公司，湖北 武漢 430063)

0 引言

隨著我國經(jīng)濟(jì)的高速發(fā)展和城市化進(jìn)程的快速推進(jìn)，交通需求日益增長，公路運輸能力日趨飽和，對于超大斷面公路隧道的建設(shè)迫在眉睫[1-3]。在超大斷面公路隧道的施工中，往往會存在跨度大、應(yīng)力重分布趨于不利及斷面扁平化等問題[4-5]。同時，隧道拱腳處的壓應(yīng)力集中，對地基承載力要求高，上覆巖體會產(chǎn)生較大的松動荷載，隧道跨度和高度越大對能形成塌落拱的埋深要求越大，圍巖自穩(wěn)性差[6-8]。其施工方法往往是雙側(cè)壁導(dǎo)坑法、CD法及CRD法等傳統(tǒng)分部開挖方法，其工序繁雜，施工效率低，經(jīng)濟(jì)成本高[9-10]。因此，在保證施工安全的前提下，尋求經(jīng)濟(jì)、高效的施工方法顯得格外重要。

近年來，國內(nèi)超大斷面公路隧道的工程案例不斷涌現(xiàn)，專家學(xué)者對采用何種方法進(jìn)行了一定的研究。在數(shù)值模擬及現(xiàn)場監(jiān)測方面，楊志強等[11]以貴陽南埡路3號隧道為依托，基于強度折減法對單跨4車道市政隧道圍巖穩(wěn)定性進(jìn)行了定量評價，然后針對Ⅳ級圍巖段采用三臺階五步法，Ⅴ級圍巖采用雙側(cè)壁導(dǎo)坑法，并對其洞身Ⅳ、Ⅴ級圍巖段工法轉(zhuǎn)換進(jìn)行了優(yōu)化；曾宏飛[12]以單跨4車道牛寨山隧道為依托，對其現(xiàn)場監(jiān)測數(shù)據(jù)進(jìn)行分析整理，指出對仰拱及時封閉是控制地表沉降及圍巖變形的關(guān)鍵，并采用三維有限差分?jǐn)?shù)值計算，對其施工方法的適用性進(jìn)行了合理評價；張鐵柱[13]基于現(xiàn)場隧道變形及內(nèi)力監(jiān)測數(shù)據(jù)，對大連大東山單跨4車道高速公路隧道CRD法及雙側(cè)壁導(dǎo)坑法的力學(xué)響應(yīng)進(jìn)行了研究；嚴(yán)宗雪等[14]以國內(nèi)首條雙向8車道公路隧道——龍頭山隧道為依托，基于現(xiàn)場實測和數(shù)值計算結(jié)果，研究了應(yīng)力路徑對特大斷面隧道圍巖荷載的影響，并驗證了雙向8車道公路隧道的圍巖松動范圍。在模型試驗方面，吳夢軍等[15]對4車道特大斷面公路隧道進(jìn)行相似模型試驗及數(shù)值模擬，對其不同施工方法下的動態(tài)施工力學(xué)行為進(jìn)行了研究；張俊儒等[16]以京滬高速漿水泉隧道為依托，針對超大斷面雙向8車道公路隧道，提出鋼架巖墻組合支撐的快速施工方法，并采用模型試驗的方法對該方法的動態(tài)施工力學(xué)特性進(jìn)行了研究；劉聰?shù)萚17]以京滬高速濟(jì)港溝隧道為依托，采用模型試驗的方法對超大斷面隧道穿越斷裂破碎帶的施工過程力學(xué)演變規(guī)律進(jìn)行了研究。

通過調(diào)研可以發(fā)現(xiàn)，目前針對超大斷面公路隧道的研究方向主要集中在工法優(yōu)化、施工過程力學(xué)特性及安全控制技術(shù)，且研究對象基本為單跨4車道隧道，還沒有對單跨5車道公路隧道進(jìn)行研究的案例，可供借鑒的工程經(jīng)驗不多，給該類工程的設(shè)計和施工帶來極大的困擾及挑戰(zhàn)?；谏鲜霰尘?，本文以國內(nèi)在建最大斷面公路隧道——廈門蘆澳路—海滄疏港通道2#分岔隧道大跨段為依托，對單跨5車道公路隧道工法優(yōu)化及其施工力學(xué)特性進(jìn)行研究，以期為該類工程的施工提供一種可行的方案。

1 工程背景

廈門蘆澳路—海滄疏港通道地下互通立交隧道位于廈門市海滄區(qū)，如圖1所示。蘆澳路工程路線呈南北走向，起點接蘆澳路跨南海三路跨線橋，路線往北穿越蔡尖尾山后，與疏港通道相交處設(shè)置A、B、C、D匝道隧道形成地下互通立交。本文所研究的分岔隧道大跨段位于疏港通道2#分岔隧道右線，起始里程為YK2+343～+622.5，施工到達(dá)里程為YK2+208，尚未對大跨段進(jìn)行開挖施工；該段最大開挖面積達(dá)450.41 m2，最大跨度30.46 m，為國內(nèi)在建最大斷面公路隧道，襯砌斷面如圖2所示。

圖1 廈門蘆澳路—海滄疏港通道工程Fig.1 Haicang Shugang channel project on Lu′ao Road in Xiamen

圖2 大跨段隧道襯砌斷面圖(單位：m)Fig.2 Lining cross-section of large-span tunnel (unit:m)

2#分岔隧道穿越地層主要為花崗巖地層，進(jìn)出口段地表分布第四系殘-坡積層，隧址區(qū)構(gòu)造發(fā)育，位于大帽山—石峰巖斷裂帶，處于石峰巖斷塊上。在多期構(gòu)造應(yīng)力作用下，巖體節(jié)理、裂隙較發(fā)育，巖體較完整-破碎。隧道通過燕山晚期第2次侵入花崗巖地層(γ53(1)b)，中粗粒結(jié)構(gòu)，塊狀構(gòu)造，以中風(fēng)化為主，節(jié)理、裂隙較發(fā)育，主要節(jié)理為N10～39°E/65～85°S，部分裂隙填充石英脈，巖體較完整，地下水為基巖裂隙水，主要賦存于花崗巖節(jié)理、裂隙中，綜合圍巖等級為Ⅲ級。大跨段隧道地質(zhì)剖面如圖3所示。

圖3 大跨段隧道地質(zhì)剖面圖(單位：m)Fig.3 Geological profile of large-span section of tunnel (unit:m)

廈門蘆澳路—海滄疏港通道工程2#分岔隧道大跨段屬于典型的超大扁平單跨5車道公路隧道，針對該段提出主動支護(hù)的鋼架巖墻組合支撐法進(jìn)行工法優(yōu)化，通過巖石三軸壓縮試驗和Hoek-Brown估算方法獲得圍巖物理力學(xué)參數(shù)，采用數(shù)值模擬的方法驗證該工法的合理性，并對其施工過程力學(xué)特性進(jìn)行研究。

2 巖石三軸壓縮試驗

2.1 試驗設(shè)備及試樣采取

本文采用MTS815巖石力學(xué)測試系統(tǒng)進(jìn)行試驗。試驗所用標(biāo)準(zhǔn)試件通過現(xiàn)場鉆芯的方法從現(xiàn)場掌子面取得，隨后利用切石機(jī)進(jìn)行加工。試樣為天然含水狀態(tài)下的中粗?；◢弾r標(biāo)準(zhǔn)試件，直徑50 mm，高100 mm。本文依據(jù)GB/T 50266—2013《工程巖體試驗方法標(biāo)準(zhǔn)》進(jìn)行巖石三軸壓縮試驗，根據(jù)圍巖壓力的不同設(shè)置5種工況，分別為0、3、5、10、15 MPa。

2.2 試驗結(jié)果分析

2.2.1 抗剪強度指標(biāo)計算

不同圍巖壓力條件下的三軸壓縮試驗結(jié)果如表1所示。

表1 三軸壓縮試驗結(jié)果Table 1 Triaxial compression test results MPa

2.2.2 巖石彈性模量和泊松比計算

以軸向應(yīng)變值εas為橫坐標(biāo)，應(yīng)力差σas-σ3為縱坐標(biāo)，繪制試樣的應(yīng)力-應(yīng)變關(guān)系曲線，如圖4所示。

圖4 應(yīng)力差-軸向應(yīng)變關(guān)系曲線Fig.4 Stress difference-axial strain curves

在軸向應(yīng)變-應(yīng)力差的關(guān)系曲線上，確定彈性階段的起始點應(yīng)力值σa和縱向應(yīng)變εaa以及終點應(yīng)力值σb和縱向應(yīng)變εab。該直線段斜率為彈性模量，按式(1)計算，對應(yīng)的彈性泊松比按式(2)計算：

(1)

(2)

式(1)—(2)中：Ee為巖石彈性模量；μe為巖石彈性泊松比；σa為應(yīng)力與軸向應(yīng)變關(guān)系曲線上直線段起始點的應(yīng)力值；σb為應(yīng)力與軸向應(yīng)變關(guān)系曲線上直線段終點的應(yīng)力值；εab為應(yīng)力為σb時的縱向應(yīng)變值；εaa為應(yīng)力為σa時的縱向應(yīng)變值；εcb為應(yīng)力為σb時的橫向應(yīng)變值；εca為應(yīng)力為σa時的橫向應(yīng)變值。

得到本工程的巖石力學(xué)參數(shù)試驗結(jié)果如表2所示。

表2 巖石力學(xué)參數(shù)試驗結(jié)果Table 2 Test results of rock mechanical parameters

3 單跨5車道公路隧道工法優(yōu)化研究

3.1 工法優(yōu)化思路

如圖5所示，原設(shè)計采用雙側(cè)壁導(dǎo)坑法(見圖5(a))，分為8個分部開挖，隧道拱頂采用豎向支撐進(jìn)行臨時支護(hù)保證拱頂?shù)姆€(wěn)定。本文基于“以索代撐”的思想，考慮取消①、②、③、④部的臨時支撐，而采用預(yù)應(yīng)力錨索對拱腰處張拉鎖定，利用錨索提供的預(yù)壓應(yīng)力取代臨時支撐提供的承載力，并將拱頂豎向支撐延長，該工法即為四部CRD法(見圖5(b))。同理，也可以取消水平橫撐，并預(yù)留下臺階巖墻使其與臨時支撐共同承載，以充分利用硬質(zhì)巖強度高的特點；同時上臺階施工時采用預(yù)應(yīng)力錨索對隧道拱頂、拱腳處進(jìn)行張拉鎖定，該工法即為主動支護(hù)的鋼架巖墻組合支撐法(見圖5(c))。該工法既減少了隧道開挖分部，也減少了臨時支撐的數(shù)量和支護(hù)拆除工序，節(jié)約了支護(hù)材料，增大了隧道施工作業(yè)空間，有利于大型機(jī)械的施工，此外，采用預(yù)應(yīng)力錨索對拱頂進(jìn)行支護(hù)，能一定程度上減小拆除臨時豎撐帶來的施工安全風(fēng)險，提高大跨隧道施工的效率。

(a)原設(shè)計雙側(cè)壁導(dǎo)坑法

3.2 工法優(yōu)化數(shù)值計算分析

3.2.1 數(shù)值計算模型

數(shù)值模擬計算采用有限差分軟件FLAC3D，模型中隧道跨度為30.46 m，高18.71 m，根據(jù)實際工程資料，大跨段埋深為95 m；考慮到隧道開挖邊界效應(yīng)的影響，模型左右和下邊界寬度取隧道3倍開挖洞徑d，模型尺寸為240 m×210 m×1 m(寬×高×縱深)，見圖6。計算邊界條件：模型頂部為自由面，左右邊界約束水平位移，下邊界約束豎向位移。數(shù)值模擬中圍巖采用彈塑性實體單元模擬，采用Mohr-Coulomb屈服準(zhǔn)則，隧道初期支護(hù)采用彈性實體單元模擬；預(yù)應(yīng)力錨索和系統(tǒng)錨桿采用Cable(錨索)單元模擬，二次襯砌作為安全儲備在本次計算中不考慮。數(shù)值模擬中不考慮地下水滲流以及爆破振動的影響。

3.2.2 圍巖及支護(hù)結(jié)構(gòu)物理力學(xué)參數(shù)

由表2得到的巖石力學(xué)參數(shù)，不能直接用于數(shù)值計算，但可以根據(jù)一定的估算方法得到現(xiàn)場圍巖物理力學(xué)參數(shù)。Hoek等[18]通過大量巖石三軸試驗得到巖體強度普遍估計公式：

(3)

式中：σ1為巖體破壞時最大主應(yīng)力；σ3為巖體破壞時最小主應(yīng)力；σc為完整巖單軸抗壓強度；mb、s為巖體Hoek-Brown參數(shù)；α為由巖體自身特性決定的常數(shù)。

圖6 數(shù)值計算模型(單位：m)Fig.6 Numerical calculation model (unit:m)

本文采用基于GSI(地質(zhì)強度指標(biāo))的巖體參數(shù)Hoek-Brown估算方法，估算公式如下[19]：

(4)

(5)

(6)

式(4)—(6)中：σtm為巖體抗壓強度；σcm為巖體抗拉強度；Em為巖體彈性模量；GIS為巖體的地質(zhì)強度指標(biāo)。

結(jié)合Mohr-Coulomb強度準(zhǔn)則，采用回歸分析的方法，可以得出巖體內(nèi)摩擦角φ和黏聚力c。

(7)

σ1=kσ3+b

；

(8)

(9)

(10)

由上述公式可知，巖體Hoek-Brown參數(shù)mb和s是確定巖體強度參數(shù)的關(guān)鍵，其值可以由下式得出。

(11)

式中：mi為組成巖體完整巖塊的Hoek-Brown參數(shù)，花崗巖為33；D為圍巖擾動系數(shù)。

巖體GSI>25時：

(12)

(13)

巖體GSI<25時：

s=0

；

(14)

(15)

通過查詢文獻(xiàn)[20]，并結(jié)合現(xiàn)場揭示的巖體結(jié)構(gòu)類型、風(fēng)化狀態(tài)及圍巖擾動情況，得到施工現(xiàn)場巖體GSI值為55，圍巖擾動系數(shù)D取0.7；同時根據(jù)巖石三軸壓縮試驗值，可以得到現(xiàn)場圍巖物理力學(xué)參數(shù)，如表3所示。

隧道采用雙層初期支護(hù)+二次襯砌設(shè)計。為了計算方便，數(shù)值模擬時將雙層初期支護(hù)等效為單層初期支護(hù)，同時將鋼架彈性模量按等效剛度原則折算到噴射混凝土中。隧道臨時豎撐則采用22 cm厚C25噴射混凝土和Ⅰ22b工字鋼。預(yù)應(yīng)力錨索采用7φ15.2鋼絞線，設(shè)計最大預(yù)應(yīng)力為1 100 kN，環(huán)向間距為1.5 m，縱向間距為1.0 m。對于預(yù)應(yīng)力錨索則通過賦三段屬性模擬，即將錨索單元的端頭、自由段、錨固段賦予不同的屬性來模擬預(yù)應(yīng)力錨索，數(shù)值模擬過程中在錨索單元自由段施加內(nèi)力，如圖7所示。支護(hù)結(jié)構(gòu)物理力學(xué)參數(shù)如表4所示。

表3 現(xiàn)場圍巖物理力學(xué)參數(shù)Table 3 Physico-mechanical parameters of surrounding rock

圖7 預(yù)應(yīng)力錨索模擬Fig.7 Simulation of prestressed anchor cable

表4 支護(hù)結(jié)構(gòu)物理力學(xué)參數(shù)Table 4 Physico-mechanical parameters of support structure

3.2.3 工法合理性驗證

為了驗證主動支護(hù)鋼架巖墻組合支撐法的合理性，本文設(shè)置雙側(cè)壁導(dǎo)坑法(不拆除臨時支撐)、鋼架巖墻組合支撐法及主動支護(hù)的鋼架巖墻組合支撐法(錨索預(yù)應(yīng)力設(shè)定為400 kN)3個工況，主要針對其圍巖變形進(jìn)行比對分析。各工況下圍巖位移云圖如圖8所示。

(a)雙側(cè)壁導(dǎo)坑法

由圖8分析可知：1)采用雙側(cè)壁導(dǎo)坑法施工的隧道最大沉降為4.78 mm，采用鋼架巖墻組合支撐法施工最大沉降為5.15 mm，采用主動支護(hù)的鋼架巖墻組合支撐法施工，最大沉降為4.97 mm，與雙側(cè)壁導(dǎo)坑法僅相差3.97%。2)沉降大于3 mm的區(qū)域呈半橢圓形狀，雙側(cè)壁導(dǎo)坑法的橢圓區(qū)域面積比鋼架巖墻組合支撐法小，主要原因是雙側(cè)壁導(dǎo)坑法的臨時支撐將大跨段隧道分為多個分部開挖，既提供了支撐作用也起到了減跨的作用。3)對比圖8(a)和圖8(c)可知，兩者半橢圓區(qū)域的面積基本相同，說明采用預(yù)應(yīng)力錨索對隧道圍巖進(jìn)行主動支護(hù)能起到減跨和支撐的作用，驗證了主動支護(hù)的鋼架巖墻組合支撐法的合理性。

3.2.4 預(yù)應(yīng)力錨索長度確定

預(yù)應(yīng)力錨索自由段長度固定為5 m，預(yù)應(yīng)力大小固定為400 kN，錨固段長度分別設(shè)計為3、5、8 m，即對比8、10、13 m長預(yù)應(yīng)力錨索軸力變化情況。以主動支護(hù)的鋼架巖墻組合支撐法①導(dǎo)洞拱腳處錨索為例，表5列出了錨索軸力沿錨索桿體的變化情況。

分析表5可知：1)預(yù)應(yīng)力錨索軸力在自由段基本沒有變化，在錨固段錨索軸力則沿錨索桿體迅速衰減，錨固段前1 m是預(yù)應(yīng)力錨索主要錨固區(qū)域，占預(yù)應(yīng)力錨索軸力的81%以上。2)錨索長度為8 m時，錨索尾端軸力為1.04 kN；錨索長度為10 m時，錨索尾端軸力為0.003 kN；而錨索長度為13 m時，錨索尾端軸力為-0.64 kN，以上結(jié)果說明在預(yù)應(yīng)力一定的情況下，若錨索長度較短則不能充分利用預(yù)應(yīng)力，若錨索長度過長，則會造成錨索尾端出現(xiàn)壓力，從而影響圍巖加固效果。綜上所述，為了充分利用錨索預(yù)應(yīng)力，預(yù)應(yīng)力錨索錨固段長度應(yīng)該取5 m，即預(yù)應(yīng)力錨索長度應(yīng)取10 m。

表5 錨索軸力沿錨索桿體變化Table 5 Axial force changes along anchor cable

3.2.5 錨索預(yù)應(yīng)力值確定

為了合理選取錨索預(yù)應(yīng)力值，本文根據(jù)預(yù)應(yīng)力值的不同設(shè)置5個工況(如表6所示)，同時設(shè)置左墻腳、左拱腳、左拱腰、左拱肩、拱頂、右拱肩、右拱腰、右拱腳、右墻腳及仰拱共計10個監(jiān)測點(如圖9所示)，對監(jiān)測點處初期支護(hù)的內(nèi)力進(jìn)行比對分析。

表6 工況設(shè)置Table 6 Working conditions

圖9 隧道監(jiān)測點布置圖Fig.9 Layout of tunnel monitoring points

各工況下監(jiān)測點初期支護(hù)軸力和彎矩分別如表7和表8所示。通過分析可以得到：1)采用預(yù)應(yīng)力錨索支護(hù)后，隨著預(yù)應(yīng)力的增大，拱頂彎矩大幅度減小，左右拱肩和左右拱腳受力有減小的趨勢，而拱部以下測點受力基本沒有變化。2)先開挖分部的內(nèi)力大于后開挖分部，即左側(cè)結(jié)構(gòu)內(nèi)力大于右側(cè)結(jié)構(gòu)，符合圍巖應(yīng)力釋放規(guī)律。3)根據(jù)軸力和彎矩可以計算出工況1—5初期支護(hù)拱頂最大拉應(yīng)力分別為3.02、2.30、2.04、1.81、1.70 MPa，工況5相比工況1拉應(yīng)力減小43.7%；工況1—4拱頂最大拉應(yīng)力均超過C25混凝土抗拉強度，這說明不采取預(yù)應(yīng)力錨索支護(hù)或者錨索預(yù)應(yīng)力較小時，拱頂部位混凝土?xí)霈F(xiàn)受拉破壞，同時也表明對拱頂采取預(yù)應(yīng)力錨索支護(hù)，降低了隧道臨時支撐拆除時帶來的施工風(fēng)險，從施工安全角度考慮，預(yù)留一定安全強度儲備，預(yù)應(yīng)力錨索預(yù)應(yīng)力應(yīng)取1 000 kN。

表7 初期支護(hù)監(jiān)測點軸力Table 7 Axial force of primary support monitoring point kN

表8 初期支護(hù)監(jiān)測點彎矩Table 8 Moment of primary support monitoring point kN·m

4 主動支護(hù)的鋼架巖墻組合支撐法施工力學(xué)特性研究

4.1 模型概況

本文采用有限差分軟件FLAC3D對主動支護(hù)的鋼架巖墻組合支撐法進(jìn)行三維數(shù)值計算，分析其施工過程力學(xué)特性。計算模型以水平方向為X軸，隧道縱向方向為Y軸，豎直方向為Z軸。隧道埋深95 m，模型尺寸為0 m≤X≤ 240 m、0 m≤Y≤160 m、0 m≤Z≤210 m。計算模型邊界條件為：模型左右側(cè)施加X方向位移約束，底面施加Z方向位移約束，前后側(cè)施加Y方向位移約束，頂面為自由面不施加約束。隧道采用主動支護(hù)的鋼架巖墻組合支撐法施工，具體施工參數(shù)為：開挖進(jìn)尺為1 m，支護(hù)滯后隧道掌子面1 m，并施加預(yù)應(yīng)力錨索支護(hù)(l=10 m，1 000 kN)，②、③、④、⑤分部分別滯后①分部10、12、22、27 m，三維數(shù)值計算模型如圖10所示。

支護(hù)參數(shù)、圍巖及支護(hù)結(jié)構(gòu)物理力學(xué)參數(shù)均與第3節(jié)一致。圍巖采用彈塑性實體單元模擬，初期支護(hù)采用彈性實體單元模擬，臨時支撐采用Shell(殼)單元模擬，預(yù)應(yīng)力錨索和注漿小導(dǎo)管均采用Cable(錨索)單元模擬。

4.2 計算結(jié)果分析

4.2.1 圍巖變形分析

對各監(jiān)測點的豎向和水平位移進(jìn)行監(jiān)測，得到時程曲線分別如圖11和圖12所示。

1)從整體來看，隧道圍巖變形主要發(fā)生在⑤分部開挖前，⑤分部開挖和臨時豎撐拆后圍巖變形沒有出現(xiàn)大幅度增加的情況，表明預(yù)應(yīng)力錨索起到了良好的支撐作用。2)從變形量來看，圍巖最大豎向沉降為3.99 mm，出現(xiàn)在拱頂處；最大隆起為4.84 mm，出現(xiàn)在仰拱處；最大水平位移為0.80 mm，出現(xiàn)在左拱腳處；圍巖以豎向變形為主，且變形量滿足公路隧道圍巖變形控制標(biāo)準(zhǔn)。3)在豎向位移方面，洞室兩側(cè)對應(yīng)部位的位移量及演變規(guī)律基本一致，沒有表現(xiàn)出明顯的差異性；①分部掌子面到達(dá)研究斷面前，隧道各部位豎向位移變化不大，在①分部開挖支護(hù)后，拱腰和拱肩沉降速率發(fā)生了突變，同時仰拱隆起迅速增加，③分部開挖后，拱部和仰拱豎向位移繼續(xù)大幅增加；以上分析表明采用主動支護(hù)的鋼架巖墻組合支撐法施工，上臺階施工是引起隧道拱部沉降和仰拱隆起的主要原因。4)從水平位移來看，由于隧道埋深超過90 m，拱部承受了巨大的松動荷載，在松動荷載的擠壓下，推動圍巖向兩側(cè)移動，同時初期支護(hù)的及時施作也限制了圍巖產(chǎn)生向洞內(nèi)方向的位移，從最終水平位移量可以發(fā)現(xiàn)，除拱頂和仰拱外，所有測點均表現(xiàn)為向洞外變形；此外，左右墻腳水平位移分別受到②分部和④分部開挖的影響，隨著這2個分部的開挖，墻腳處的水平變形速率產(chǎn)生突變，位移量急劇增大，說明下部的開挖是引起墻腳產(chǎn)生水平位移的主要原因。

(a)隧道開挖布置圖

圖11 圍巖豎向位移時程曲線Fig.11 Time-history curves of vertical displacement of surrounding rock

圖12 圍巖水平位移時程曲線Fig.12 Time-history curves of horizontal displacement of surrounding rock

4.2.2 初期支護(hù)內(nèi)力分析

對各監(jiān)測點初期支護(hù)的軸力和彎矩進(jìn)行監(jiān)測，得到時程曲線如圖13和圖14所示。

從圖13和圖14演變規(guī)律來看：1)除仰拱外其他部位均在相應(yīng)分部開挖后，內(nèi)力迅速增大，在⑤分部開挖支護(hù)后內(nèi)力基本收斂，表明巖墻開挖和中隔壁拆除對初期支護(hù)內(nèi)力影響較小，這與上述圍巖變形規(guī)律吻合。2)在軸力方面，①分部支護(hù)后，左拱肩出現(xiàn)了受拉軸力，隨著②分部下臺階的開挖，圍巖應(yīng)力繼續(xù)釋放，受拉軸力逐漸減小，最終變?yōu)槭軌狠S力。初期支護(hù)受拉軸力在仰拱和拱頂處較大，分別為527.8、443.2 kN，表明拱頂和仰拱是結(jié)構(gòu)受力最不利部位，在施工中要尤為關(guān)注這2個部位的受力狀態(tài)，確保施工安全；結(jié)構(gòu)受壓軸力在左右拱腳處較大，分別為-2 729.4、-2 323.3 kN，表明初期支護(hù)拱腳處應(yīng)力集中，該部位承受了巨大的壓應(yīng)力，下臺階開挖時應(yīng)及時接長拱腳處的鋼拱架，同時也應(yīng)加強隧道拱腳的支護(hù)。3)在彎矩方面，各部位在支護(hù)后彎矩迅速增大，并很快保持穩(wěn)定，左墻腳所受彎矩最大，其值為32.8 kN·m。4)結(jié)構(gòu)左側(cè)內(nèi)力大于右側(cè)對應(yīng)部位，在實際施工時應(yīng)注意先開挖部位受力狀態(tài)。

圖13 初期支護(hù)軸力時程曲線Fig.13 Time-history curves of axial force of primary support

圖14 初期支護(hù)彎矩時程曲線Fig.14 Time-history curves of moment of primary support

考慮到混凝土抗拉強度很低，故不對拱頂、仰拱、左拱肩和右拱肩等受拉部位做初期支護(hù)混凝土強度檢算。其余部位均可以看作是混凝土偏心受壓構(gòu)件，按照破損階段法進(jìn)行強度檢算，得到強度安全系數(shù)時程曲線，如圖15所示。

圖15 初期支護(hù)強度安全系數(shù)時程曲線Fig.15 Time-history curves of safety factor of primary support strength

各部位安全系數(shù)均在支護(hù)后迅速降低，在⑤支護(hù)后基本保持穩(wěn)定不變。左拱腳和右拱腳的安全系數(shù)較小,分別為3.22和3.94，均大于安全系數(shù)閾值2.4。各部位安全系數(shù)由大到小依次是右拱腰、左拱腰、右墻腳、左墻腳、右拱腳、左拱腳。拱頂、仰拱、左拱肩和右拱肩雖然受拉應(yīng)力的作用，但均未超過C25混凝土抗拉強度，考慮到初期支護(hù)體系中鋼拱架和格柵鋼架的抗拉能力，可以判定隧道采用主動支護(hù)的鋼架巖墻組合支撐法施工滿足安全要求。

5 結(jié)論與建議

1)為解決廈門蘆澳路—海滄疏港通道2#分岔隧道大跨段原工法工序繁雜、效率低等問題，提出主動支護(hù)的鋼架巖墻組合支撐法并對其進(jìn)行優(yōu)化，該工法可大幅度縮減臨時支撐的安裝及拆除工序，增加機(jī)械設(shè)備作業(yè)空間，有效提高施工效率。

2)文章通過巖石三軸壓縮試驗和Hoek-Brown估算方法獲得了圍巖力學(xué)參數(shù)，基于數(shù)值計算結(jié)果驗證了主動支護(hù)的鋼架巖墻組合支撐法的合理性，并確定錨索長度為10 m，預(yù)應(yīng)力值為1 000 kN。

3)采用三維數(shù)值計算方法研究了該工法的施工力學(xué)特性，結(jié)果表明：圍巖以豎向變形為主，上臺階施工是引起隧道拱部沉降和仰拱隆起的主要原因；隧道巖墻(⑤分部)開挖和拆除中隔壁對圍巖變形及初期支護(hù)內(nèi)力影響較小，說明預(yù)應(yīng)力錨索起到了良好的支撐作用；初期支護(hù)拱腳處壓應(yīng)力集中，拱頂和仰拱則受到較大的拉應(yīng)力，施工中要尤為關(guān)注這些部位的受力狀態(tài)；同時，隧道先開挖一側(cè)圍巖變形及初期支護(hù)內(nèi)力均大于后開挖一側(cè)，在施工中應(yīng)加強對先挖側(cè)的監(jiān)控量測。

4)隧道圍巖變形及初期支護(hù)承載力均滿足公路隧道施工安全要求，說明該工法具有一定的可靠性及安全性。建議在實際工程中推廣應(yīng)用該工法，通過現(xiàn)場監(jiān)測數(shù)據(jù)進(jìn)一步驗證其合理性，同時更加深入地分析其施工力學(xué)特性。