申海曉

(中鐵十九局集團 第三工程有限公司,遼寧 沈陽 110136)

據統(tǒng)計,我國在建鐵路隧道中有大約30%～40%為軟弱圍巖隧道,總里程接近3 000 km[1-2].規(guī)劃鐵路隧道中,也有相當一部分比例屬于軟弱圍巖隧道.當隧道處于軟弱破碎帶時,圍巖破碎、穩(wěn)定性差,圍巖偏壓普遍存在,支護受力情況復雜,圍巖大變形、塌方等工程事故極易發(fā)生,給隧道建設帶來極大困難[3].本文依托云桂高鐵云南段新蓮隧道1號斜井工區(qū),通過開展現場調查、試驗段及數值模擬計算,提出一套有效實用的支護參數以及軟弱圍巖變形控制方法,為相關工程設計施工提供參考.

1 工程概況

新蓮隧道位于陽宗至昆明南區(qū)間,隧道進口里程DK720+757,出口里程DK733+600,全長12 843 m.新蓮隧道是云桂鐵路技術含量最高、施工難度最大的一級風險隧道,也是重點控制性工程之一.為確保工期,解決施工及運營期間的排水及通風,新蓮隧道輔助坑道采用“貫通平導+兩個斜井”方案,其中1號斜井工區(qū)起止里程DK723+330～DK725+380,工區(qū)隧道埋深280～340 m.圖1給出了1號斜井工區(qū)平導、正洞、橫通道、斜井的相對位置關系.

圖1 1號斜井工區(qū)

1號斜井工區(qū)巖性為砂巖夾頁巖或砂巖、頁巖互層,灰、淺灰、深灰色,薄～中厚層狀,巖層產狀變化較大,總體來說,巖層產狀較平緩,受大腦包正斷層、腳步哨向斜及腳步哨逆斷層影響,裂隙發(fā)育,圍巖結構破碎,砂巖碎裂現象嚴重,呈塊狀、碎塊狀,頁巖質極軟,呈薄層、薄片狀,遇水呈土狀;巖體潮濕,部分段落滲水,圍巖整體性及自穩(wěn)性差,開挖臨空后極易掉塊、坍塌.

2 施工情況

對1號斜井工區(qū)已施工區(qū)段支護結構變形情況進行調查,共發(fā)現正洞沉降及凈空收斂超標87處,平導沉降及凈空收斂超標67處.

初期支護大變形表現為鋼架扭曲變形(如圖2所示)、初支變形侵限.部分已施工段二襯結構出現混凝土剝皮、掉塊及開裂等現象.正洞支護結構最大沉降達851.03 mm,凈空收斂達1 002.91 mm,平導支護結構最大沉降達471.60 mm,凈空收斂達521.31 mm,均遠超隧道預留變形量.

圖2 邊墻位置噴射混凝土剝落及鋼架扭曲

3 試驗段及數值模擬計算

針對新蓮隧道1號斜井工區(qū)出現初期支護大變形的情況,為確定更加有效的支護措施,在新蓮隧道1號斜井工區(qū)設置試驗段.

3.1 試驗段隧道支護結構參數

結合現場施工情況,對新蓮隧道正洞開展單層支護方案試驗,對平導進一步優(yōu)化斷面型式及支護體系.

1) 正洞試驗段支護參數.

正洞試驗段斷面及支護結構采用V級C型加強復合式襯砌,如圖3所示.

圖3 正洞試驗段斷面及支護結構設計(單位：cm)

① 按V級C型加強襯砌斷面開挖,預留變形量40 cm,拱墻襯砌厚度60 cm,仰拱襯砌厚度70 cm.

② 初期支護采用C30早強纖維混凝土,厚度33 cm,噴射混凝土24 h強度不低于15 MPa.拱部設置Ф25中空注漿錨桿,邊墻采用Ф25砂漿錨桿,錨桿間距1.2 m×0.6 m,錨桿長6.0 m.設置Ф8雙層鋼筋網,網格間距20 cm×20 cm.

③ 采用HW175型鋼拱架,間距0.6 m,鎖腳采用Ф76注漿花管,每處2根,每榀12根,每根長6.0 m.鋼架縱向用Ф25鋼筋連接,鋼筋間距1.0 m.

④ 拱部采用Ф42超前注漿小導管,每根長4.5 m,環(huán)向間距0.4 m,每環(huán)38根,縱向每3.0 m一環(huán).

2) 平導試驗段支護參數

平導試驗段斷面及支護結構采用V級加強I型錨噴襯砌,如圖4所示.

圖4 平導試驗段斷面及支護結構設計(單位：cm)

① 按V級加強I型錨噴襯砌斷面開挖,斷面型式為馬蹄形.考慮平導將來作為運營防災救援通道,預留模筑襯砌空間.

② 初期支護采用C30早強纖維混凝土,厚度32 cm,噴射混凝土24 h強度不低于15 MPa.拱部設置Ф25的中空注漿錨桿,邊墻采用Ф25的砂漿錨桿,錨桿間距1.2 m×0.8 m,錨桿長4.0m.設置Ф8雙層鋼筋網,鋼筋網的網格間距為20 cm×20 cm.

③ 采用I22b型鋼拱架,間距0.8 m,鎖腳采用Ф42 mm注漿花管,每處2根,每榀8根,每根長4.0 m.鋼架縱向用Ф25的鋼筋連接,鋼筋間距1.0 m.

④ 拱部采用Ф42超前注漿小導管,每根長4.5 m,環(huán)向間距0.4 m,每環(huán)20根,縱向每3.2 m一環(huán).

3.2 試驗段支護參數數值模擬計算

采用Ansys建立荷載-結構模型對試驗段支護結構進行受力分析,與原設計支護結構受力計算結果進行比較.采用以下計算假設:

1) 將支護結構受力問題視為平面應變問題;

2) 初期支護用梁單元(BEAM4)模擬;

3) 初期支護中鋼拱架與噴層協同工作,兩者作為組合梁計算[4],以考慮加強支護的作用.

4) 支護結構與圍巖的相互作用用彈性桿單元(LINK180)模擬.

正洞試驗段及原設計支護結構位移和應力計算結果如圖5～6所示.

(a) 豎向位移 (b) 水平位移

(c) 外側應力 (d) 內側應力圖5 正洞原設計支護結構受力計算結果

(a) 豎向位移 (b) 水平位移

(c) 外側應力 (d) 內側應力圖6 正洞試驗段支護結構受力計算結果

由圖5～6可知：正洞原設計支護結構最大沉降622.3 mm,發(fā)生在拱頂,最大水平位移149.4 mm,發(fā)生在拱頂兩側.襯砌最大壓應力34.4 MPa,最大拉應力2.16 MPa,均超過C25混凝土極限拉、壓強度.

試驗段支護結構最大沉降132.9 mm,發(fā)生在拱頂,最大水平位移24.5 mm,發(fā)生在拱頂兩側.襯砌最大壓應力8.14 MPa,最大拉應力1.25 MPa,均低于C30混凝土極限拉、壓強度.

由計算結果可以看出：試驗段采用HW175型鋼拱架,并增大了噴層厚度,拱頂沉降和內力較原設計大幅度減小,可見試驗段支護參數對降低支護結構變形和內力是有效的.

平導試驗段及原設計(直墻拱頂斷面)支護結構位移和應力計算結果如圖7～8所示.

(a) 豎向位移 (b) 水平位移

(c) 外側應力 (d) 內側應力圖7 平導試驗段支護結構受力計算結果

(a) 豎向位移 (b) 水平位移

(c) 外側應力 (d) 內側應力圖8 平導原設計支護結構受力計算結果

由圖7～8可知：原設計支護結構最大沉降76.7 mm,最大水平位移472 mm,均發(fā)生在邊墻.襯砌最大壓應力90.2 MPa,最大拉應力81.8 MPa,均遠超C25混凝土極限拉、壓強度.

試驗段支護結構最大沉降27.4 mm,發(fā)生在拱頂,最大水平位移7.9 mm,發(fā)生在拱頂兩側.襯砌最大壓應力4.83 MPa,最大拉應力達2.03 MPa,均低于C30混凝土極限拉、壓強度.

由計算結果可以看出,平導原設計直墻拱頂斷面在圍巖壓力作用下產生的變形主要是側墻向洞內產生大量收斂位移,與此同時側墻外側壓應力和墻角拉應力均遠超噴層混凝土的極限拉、壓強度.試驗段采用的V級加強I型錨噴襯砌馬蹄形斷面,支護結構力學性能明顯提升,變形和應力均明顯減小,說明平導試驗段采用的支護結構在軟弱圍巖中具有良好的性能.

3.3 試驗段支護結構累計變形監(jiān)測結果分析

1) 正洞支護結構累計變形及持續(xù)時間.

每隔5 m設置一處監(jiān)測斷面,沉降測點布置于拱頂,收斂測點每臺階各對稱布置2個.監(jiān)測數據采集設備為全站儀,讀取每測點絕對三維坐標值.

正洞試驗段最大沉降發(fā)生于DK724+322斷面拱頂,沉降值為328 mm;最大收斂發(fā)生于DK724+322斷面中臺階,收斂值為119 mm.正洞試驗段累計變形與持續(xù)時間見表1.

表1 正洞試驗段累計變形與各工序持續(xù)時間

由表1可見,采用試驗段支護參數施工后,支護結構總體變形較原設計明顯減小.正洞大部分區(qū)域仰拱封閉后平均變形速率可控制在5 mm/d以下,因此,盡快實現仰拱封閉能有效減小總變形.

通過比較各施工階段持續(xù)時間,可知上臺階持續(xù)時間對后期總變形的影響較大,上臺階持續(xù)時間越長,在后期相同時間內其總變形越大.

最大變形位于斷面DK724+322,該斷面上臺階持續(xù)時間達到了38 d,仰拱封閉距掌子面開挖時間為67 d.該斷面在開挖后第60 d時拱墻設置了套拱(此時沉降變形178 mm),套拱設置后累計沉降仍達到150 mm,說明套拱對變形抑制效果不明顯.

最小變形斷面DK724+307斷面,該斷面在中臺階開挖后設置了臨時仰拱.從監(jiān)控監(jiān)測情況看,該斷面沉降和收斂變形均最小,尤其是中臺階的變形,因此設置臨時仰拱對減小沉降及收斂變形效果明顯.

2) 平導支護結構累計變形及持續(xù)時間.

平導試驗段最大沉降發(fā)生于PDK724+390斷面拱頂,沉降值為132 mm;最大收斂發(fā)生于PDK724+395斷面中臺階,收斂值為127 mm.平導試驗段累計變形與各工序臺階持續(xù)時間見表2.

由表2可見,采用試驗段設計參數施工后,平導支護結構總體變形較原設計有明顯的減小.平導支護結構變形仍以水平收斂為主.平導在仰拱封閉后,支護結構變形速率明顯減小,平均變形速率可控制在2 mm/d以下.

4 支護結構變形控制技術

4.1 超前地質預測及預報

新蓮隧道DK723+330～725+380范圍內,掌子面巖性為砂巖、頁巖,局部夾風化泥土,巖體極破碎,節(jié)理裂隙發(fā)育,圍巖自穩(wěn)性差.為保證施工安全,根據現場情況,采用TSP-203檢測技術、地質雷達法、紅外探水法對掌子面前方作地質超前預報,與超前探孔法、掌子面地質素描法以及斷層參數預測法綜合實施[5].將長、短距離預報方法相結合,判定軟弱圍巖破碎帶的具體位置,確定其對施工的影響程度[6].超前地質預報計劃見表3.

表2 平導試驗段累計變形與各工序持續(xù)時間

表3 地質超前預報計劃

4.2 隧道洞身開挖工法

施工方法必須遵循短開挖、勤量測、弱爆破、及時封閉支護成環(huán)的原則.

Ⅲ級圍巖采用臺階法施工,Ⅳ級圍巖以臺階法施工為主,特殊段采用臺階法添加臨時橫撐.Ⅴ級圍巖的普通地段以臺階加臨時橫撐工法施工為主,軟巖地段采用大拱腳的臺階法施工,根據現場情況,預留變形量50～70 cm;上臺階開挖高度約4.5 m,臺階長度6 m;中臺階開挖高度約3.0 m,臺階長度約18 m;下臺階開挖高度約3.4 m,臺階長度約6～10 m;上臺階開挖循環(huán)進尺1～2榀鋼架間距,中、下臺階開挖循環(huán)進尺2～3榀鋼架間距,掌子面至仰拱步距保持在30～35 m之間.

圖9 大拱腳臺階法施工工序橫斷面

4.3 超前預支護施工

隧道采用超前大管棚、超前小導管等超前支護形式進行預支護[7].在隧道進出口位置,采用Ф108管棚進行超前支護,鋼管每根長30 m,環(huán)向間距40 cm,外插角3～5°.設置2～3榀I20b鋼架澆筑混凝土導向拱.對隧道洞身部分IV級圍巖段、Ⅴ級圍巖段采用Ф42超前小導管進行超前支護,每環(huán)31根,每根長4.5m,環(huán)向間距0.4 m,外插角5～10°,縱向3.0 m一環(huán).

4.4 初期支護施工

為了驗證濕噴混凝土工藝中混凝土噴射角度、噴射距離、坍落度、一次噴射厚度、系統(tǒng)風壓以及施工溫度等參數對混凝土性能的影響,采用單一變量法,通過改變參數取值進行試驗,確定最優(yōu)施工參數[8].現將試驗最終確定的噴射混凝土施工參數列于表4.

表4 最優(yōu)施工參數

根據現場情況,正洞初期支護采用HW175型鋼鋼架單層支護,鋼架間距0.6 m.噴射C30早強纖維混凝土,厚度均大于33 cm;C30早強混凝土試驗室試驗24 h強度18.6 MPa.采用雙層Ф8鋼筋網,網格間距20 cm×20 cm.縱向連接鋼筋采用Ф25螺紋鋼筋,鋼架臺階接頭處上下側各設置2根I14連接型鋼.噴射混凝土前鋼架臺階接頭每處施工2根Ф42鎖腳錨管,長度3 m;中下臺階及仰拱開挖前鋼架臺階接頭每處施工2根Ф76鎖腳錨管,長度6.0 m,采用套管鋼板與鋼架連接.系統(tǒng)錨桿采用6.0 m長中空錨桿及G32自進式錨桿縱向間距0.6 m,環(huán)向間距1.2 m.

4.5 仰拱及仰拱填充

待噴錨支護作業(yè)全部完成后,盡早灌注混凝土填充仰拱,使隧道支護結構盡快閉合.

DK723+950～993段上臺階、DK724+015～025段拱墻等多處地段原有初支及套拱拱架已侵入二襯超過30 cm,需要對套拱拱架進行拆除,并將原有初支A單元部分進行換拱,方可滿足二襯施做要求.換拱采用逐榀拆換,鑿除混凝土過程中不得拆除橫撐及豎撐,待混凝土清除完畢且無圍巖塌落后拆除臨時支撐,隨后初噴混凝土封閉并拆換鋼拱架.拱架安裝完成后及時掛網噴射混凝土并安裝臨時仰拱,以策安全.

而DK724+000～010、DK724+012～015、DK724+ 026～030段等多處地段套拱侵限約10～20 cm,故該段拆除套拱后即可滿足二襯施做要求.原初支混凝土采用液壓錘配合人工風鎬或弱爆破拆除,套拱拆除按自上而下的順序分段拆除,連接筋不得一次全部截斷,要做到隨拆隨截,以保證安全.

為加強換拱初期支護完成后的沉降及收斂控制,拱架安裝采用大拱腳(外擴大)法施作,預留變形量加大為40 cm.為滿足換拱后的沉降及收斂要求,拱架在Ⅴ級B型襯砌斷面的基礎上按預留變形量40 cm控制加工尺寸,采用I25b型鋼鋼架,間距0.6 m.

4.6 支護結構變形控制關鍵工序及優(yōu)化

1) 鎖腳錨管與鋼架連接.

Ф76鎖腳錨管與鋼架連接的質量是影響初期支護穩(wěn)定性關鍵之一,前期施工過程中采用先施工鎖腳錨管后焊接連接鋼板的方式,由于無法保證焊接質量導致多處初支開裂侵限.后期進行工藝研究,采用先焊接連接鋼板后施工鎖腳錨管的施工方式,分別采用了刻槽焊接、套管鋼筋焊接等方式,效果仍達不到施工要求.經過多次試驗,最后該工藝定型為在加工廠內螺栓連接焊接鉆孔及定位鋼板定位套管,在鉆孔完成之后,焊接定位套管與鎖腳的方式,保證Ф76鋼架與鎖腳錨管連接的質量.

2) 鋼架基礎加固施工工藝.

支護結構的初期沉降取決于鋼架基礎的穩(wěn)固程度.在施工過程中分別采用了袋裝噴錨料上支墊、直接支墊及噴射混凝土整平后支墊槽鋼等形式.經現場效果驗證,最后定型為噴射混凝土整平后支墊槽鋼形式.

3) 徑向注漿施工工藝.

在施工過程中,對局部初期支護開裂及滲水地段采用了徑向注漿措施.徑向注漿采用YT28手持式鑿巖機鉆孔,鉆孔深度3.0 m,漿液采用1∶1水泥漿.

5 結論

1) 在1號斜井工區(qū)開展試驗段,試驗結果表明,正洞采用HW175型鋼、Ф76鎖腳錨管、縱向連接型鋼、臨時仰拱等措施對變形的控制效果明顯.平導采用馬蹄形斷面對變形抑制效果明顯.減小上臺階長度,縮短上臺階持續(xù)時間,縮短仰拱封閉時間,減少上臺階開挖對圍巖的擾動等措施對支護結構變形的控制效果比較明顯.

2) 采用Ansys建立支護結構的有限元模型,對試驗段支護參數進行核算,計算結果表明,試驗段支護參數與原支護參數相比,變形和應力明顯減小,證明了試驗段支護參數在軟弱圍巖中的有效性.

3) 結合試驗段研究情況及有限元計算結果,提出了軟弱圍巖隧道圍巖及支護結構變形控制的關鍵方法,如超前地質預報、洞身開挖方式、超前支護、初支及二襯施工、仰拱施工方法等.優(yōu)化了支護結構參數,提出了支護結構變形控制措施.