單跨5車道公路隧道過渡“3+2”小凈距隧道施工力學研究

張俊儒，王智勇，龔彥峰，徐向東，張 航，葉 倫

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

0 引言

城市地下交通具有不受地面機動車、行人和天氣的干擾，車輛通行效率高等優(yōu)點，已成為當今城市地下空間開發(fā)利用的主要形式之一[1-2]，而地下互通式立交則是擔任連接地下交通網(wǎng)絡的重要節(jié)點。城市互通地下立交可以分為平面交叉段和立體交叉段2部分。平面交叉段即分岔隧道，通常由大跨段、連拱段、小凈距段以及分離段組成[3]，主要特點是開挖面積大、扁平率低，因此優(yōu)先考慮CD法、臺階法、雙側壁導坑法等分部開挖方法來減小圍巖的擾動，這決定了分岔隧道施工力學機制的復雜性。與一般分岔隧道不同的是，廈門蘆澳路—海滄疏港通道地下互通立交隧道由單洞5車道隧道直接過渡至“3+2”小凈距隧道(主洞3車道和匝道2車道)，沒有設置連拱隧道過渡，這在國內(nèi)地下立交分岔隧道的修建中較為少見。分岔隧道由大跨段直接過渡到小凈距段，是施工過程中非常復雜的工序轉化，施工力學機制難以把控，加之現(xiàn)在沒有相應的施工和設計規(guī)范，也沒有成熟的現(xiàn)場施工經(jīng)驗，現(xiàn)場采用支護手段和施工方法往往趨于保守，施工效率受到很大的影響。

國內(nèi)諸多學者對超大斷面分岔隧道進行了研究。張俊儒等[4]對中國4車道及以上超大斷面公路隧道修建技術的發(fā)展進行歸納總結，大斷面分岔隧道多是由多種斷面分段擴大的方法進行過渡，且施工工法多為分部施工工法。蔚立元等[5]采用數(shù)值模擬結合模型試驗的研究手段，對八字嶺分岔隧道的大跨段至連拱段、連拱段至小凈距段2個過渡段進行研究，研究表明拱頂、中隔墻和夾巖等受隧道開挖影響較大；第2個過渡段的拱頂位移、主應力均比第1個過渡段大。周峰等[6]則通過現(xiàn)場監(jiān)控量測發(fā)現(xiàn)八字嶺分岔隧道的大跨段穩(wěn)定性好，錨桿受力小，連拱段錨桿受力較小，但受地質(zhì)條件影響較為明顯，小凈距段錨桿受力最大但仍小于容許應力。闕坤生[7]通過數(shù)值模擬的方法發(fā)現(xiàn)，在小凈距隧道施工時，先行隧道對后行隧道的影響小于后行隧道對先行隧道的影響；小凈距隧道施工時彼此遠離一側的隧道結構應先施工，以避免隧道受力偏壓。王漢鵬等[8]建立了彈塑性損傷耦合模型，分析了八字嶺分岔偏壓隧道在不同施工順序下分岔隧道圍巖位移、應力和損傷區(qū)，發(fā)現(xiàn)左洞(埋深較大一側)超前右洞32 m以上，才能減弱左右洞施工相互影響；從圍巖損傷區(qū)來看，靠近連拱段的小凈距隧道中夾巖柱為最危險區(qū)域，施工時應給予重視。閆自海等[9]以杭州市紫之隧道的地下立交交叉口工程為依托，提出一種“小洞開大洞，先橫向開挖再反向開挖”的施工工法，并用有限元模擬及現(xiàn)場監(jiān)控量測的方法驗證了該施工工法的合理性。林志等[10]以重慶兩江隧道工程為依托，建立了大型江底地下互通式立交平交段的設計與施工方法。劉鵬[11]以膠州灣隧道工程為研究對象，通過工程類比以及數(shù)值分析的方法確定了小凈距隧道段的范圍，并提出了相應的施工工法及支護措施，實現(xiàn)了該淺埋分岔隧道的快速施工。朱道建[12]對喇叭口分岔隧道進行計算分析，提出了由大跨隧道過渡至連拱隧道進而轉換至小凈距隧道的步驟。

通過以上調(diào)研可以發(fā)現(xiàn)各個工程特點不同，研究人員的研究重點也不相同。超大斷面隧道圍巖應力狀態(tài)復雜，當前還沒有統(tǒng)一的支護和設計規(guī)范[13]，也始終未能形成統(tǒng)一且有說服力的理論；而且全分岔隧道圍巖應力受隧道凈距和斷面形式的影響，分岔隧道的施工與支護結構設計面臨諸多難題。本文所依托的蘆澳路—疏港通道地下互通立交工程為單跨5車道直接過渡“3+2”小凈距隧道工程，由大跨隧道直接過渡到小凈距隧道的施工力學十分復雜。通過對大跨段與小凈距段交界處以及小凈距隧道的施工力學進行研究，得到分岔隧道大跨段直接過渡至小凈距段的施工力學特征及規(guī)律，在此基礎上提出相應的施工對策。

1 工程概況

1.1 工程背景

廈門蘆澳路—疏港通道地下互通立交隧道位于廈門市海滄區(qū)。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置A、B、C、D匝道隧道形成地下互通立交，如圖 1所示。疏港通道2#隧道左線長4 240 m，右線長4 250 m。超大扁平5車道分岔隧道位于疏港通道2#隧道，起訖里程為YK2+343～+622.5。

1.2 工程水文地質(zhì)條件

疏港通道2#隧道主要穿越花崗巖地層，進出口段地表分布第四系殘坡積層，隧址區(qū)構造發(fā)育，位于大帽山—石峰巖斷裂帶，處于石峰巖斷塊上。在多期構造應力作用下，巖體節(jié)理、裂隙較發(fā)育，巖體較完整—破碎。分岔隧道通過燕山晚期第2次侵入花崗巖地層(γ53(1)b)，中粗粒結構，塊狀構造，以中風化為主，節(jié)理、裂隙較發(fā)育，主要節(jié)理為N10°～39°E/E65°～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。

圖1 廈門蘆澳路—疏港通道地下互通立交隧道

區(qū)內(nèi)地貌屬沿海低山丘陵地貌。地下水埋藏較淺，為1.0～5.0 m。對工程有影響的地下水主要在沖積層及部分構造儲水帶中。隧址區(qū)地表水較發(fā)育，水塘、水庫零星分布，地表水流程短、涇流小，自成水系入海。

1.3 隧道設計參數(shù)及施工工法

疏港通道分岔隧道采用4種斷面(FC2FⅢ、FC3FⅢ、FC4FⅢ、FC5FⅢ)逐步擴大過渡，由大跨段直接過渡至小凈距段，如圖 2所示。最大過渡斷面(FC5FⅢ)為單洞5車道設計，開挖跨度為30.46 m，開挖面積為450.41 m2，采用雙層初期支護+二次襯砌的支護設計，大跨段隧道FC5FⅢ型襯砌斷面如圖 3所示。主線隧道小凈距段為單洞3車道設計，開挖跨度為15.65 m，開挖面積為122.53 m2，采用單層初期支護+二次襯砌的支護設計，主線隧道小凈距段襯砌斷面如圖 4所示。匝道隧道小凈距段為單洞2車道設計，開挖跨度為12.30 m，采用單層初期支護+二次襯砌的支護設計，匝道隧道襯砌斷面如圖5所示。疏港通道分岔隧道支護參數(shù)如表1所示。

圖2 疏港通道分岔隧道平面圖(單位： m)

圖3 大跨段隧道FC5FⅢ型襯砌斷面(單位: cm)

圖4 主線隧道小凈距段襯砌斷面(單位: cm)

圖5 匝道隧道小凈距段襯砌斷面(單位: cm)

表1 疏港通道分岔隧道支護參數(shù)

大跨段隧道擬采用主動支護的鋼架巖墻組合支撐法施工[14]，開挖進尺為1 m，支護滯后隧道掌子面1 m，鋼架巖墻組合支撐法按照①—②—③—④—⑤分部的順序施工，并施加預應力錨索支護(l=10 m,1 000 kN)；②、③、④、⑤分部分別滯后①分部10、12、22、27 m，如圖 6(a)所示。小凈距段隧道采用短臺階法施工，主洞隧道先施工，開挖進尺為2 m，支護滯后隧道掌子面2 m，短臺階法按照①—②—③分部的順序施工，如圖 6(b)所示，并對夾巖施加對拉錨桿支護；②、③分部分別滯后①分部6、10 m；同時考慮主洞隧道相應開挖面超前匝道隧道8、16、24、32 m等情況。出于安全考慮，大跨段隧道完成施工后，進行小凈距段隧道的施工，同時對大跨段與小凈距段隧道交界面采用C25噴射混凝土進行封閉。

(a) 大跨段鋼架巖墻組合支撐法

(b) 小凈距段短臺階法

2 三軸壓縮強度及變形試驗

2.1 三軸壓縮試驗參數(shù)

本試驗所用標準試件均取自現(xiàn)場掌子面，取樣方法為現(xiàn)場鉆芯，隨后利用切石機進行加工。試樣為天然含水狀態(tài)下的中粗?；◢弾r標準試件，如圖7所示，試件直徑50 mm，高100 mm?？紤]到現(xiàn)場隧道埋深的影響，共設置5種圍壓工況，圍壓分別為0、3、5、10、15 MPa。依據(jù)GB/T 50266—2013《工程巖體試驗方法標準》進行三軸壓縮強度及變形試驗。

圖7 花崗巖標準試樣

2.2 三軸試驗結果分析

2.2.1 巖石抗剪強度指標計算

不同圍壓條件下的極限軸向應力，按式(1)計算，得到計算結果如表2所示。

(1)

表2 三軸壓縮試驗數(shù)據(jù)匯總

由表2可知，在有圍壓的情況下，隨著圍壓增大，巖石試樣極限軸向應力也隨之增大。通過試驗得到試樣單軸壓縮強度為126.94 MPa。

圖8 最佳關系曲線

圖9 摩爾包絡線

表3 最佳關系曲線上選取點數(shù)據(jù)

2.2.2 巖石應力-應變關系

圖10 試樣1—5應力差-軸向應變關系曲線

由圖10可知，隨著圍壓的增大，巖石試樣峰值強度逐漸增大，超過峰值強度后，此時巖石試樣內(nèi)部裂隙繼續(xù)發(fā)展，最后可以觀察到峰值強度后的殘余應變和殘余強度曲線。同時可知，在無圍壓情況下，試樣峰值強度遠低于有圍壓的試樣，巖石試樣應力-應變曲線幾乎為直線，說明本工程花崗巖屬于彈脆性巖石，無圍壓的情況下幾乎不存在塑性狀態(tài)。以上分析說明本工程花崗巖是彈脆性巖石，且?guī)r石處于三向受力狀態(tài)時的強度和穩(wěn)定性遠大于雙向受力狀態(tài)，應重點關注隧道施工時圍巖是否及時處于三向受力狀態(tài)。

2.2.3 巖石彈性模量和泊松比計算

在縱向應變與應力差的關系曲線上，確定直線段的起始點應力值和縱向應變以及終點應力值和縱向應變。該直線段斜率為彈性模量，按式(2)計算，對應的彈性泊松比按式(3)計算：

(2)

(3)

式(2)—(3)中：Ee為巖石彈性模量，MPa；μe為巖石彈性泊松比；σa為應力與軸向應變關系曲線上直線段起始點的應力值，MPa；σb為應力與軸向應變關系曲線上直線段終點的應力值，MPa；εab為應力為σb時的縱向應變值；εaa為應力為σa時的縱向應變值；εcb為應力為σb時的橫向應變值；εca為應力為σa時的橫向應變值。

通過以上公式可計算出巖石彈性模量與泊松比，全部試驗結果匯總如表 4所示。由表可知，花崗巖試樣彈性模量與圍壓呈正相關。

表4 三軸壓縮強度及變形試驗結果匯總表

根據(jù)三軸試驗得到巖塊的物理力學參數(shù)，結合Hoek-Brown強度準則得到現(xiàn)場巖體的物理力學參數(shù)。Hoek-Brown等[15]通過大量巖石三軸試驗得到巖體強度普遍估計公式：

(4)

式中：σ1為巖體破壞時最大主應力；σ3為巖體破壞時最小主應力；σc為完整巖塊單軸抗壓強度；mb、s為巖體Hoek-Brown參數(shù)；α為巖體特性決定的常數(shù)。

采用基于GSI(地質(zhì)強度指標)的巖體參數(shù)Hoek-Brown估算方法，估算公式如下[15]：

(5)

(6)

(7)

式(5)—(7)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； GSI為巖體的地質(zhì)強度指標。

結合Mohr-Coulomb強度準則，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。

(8)

σ1=kσ3+b。

(9)

(10)

(11)

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)的關鍵，其值可以由式(12)得出：

(12)

式中mi為組成巖體完整巖塊的Hoek-Brown參數(shù)，花崗巖為33。

當巖體GSI>25[16-18]時，

(13)

當巖體GSI<25時，

(14)

基于文獻[19]，并結合現(xiàn)場揭示的巖體結構類型和風化狀態(tài)，得到施工現(xiàn)場巖體GSI值為55。根據(jù)三軸試驗的結果，巖塊單軸抗壓強度σc=126.94 MPa。由式(12)—(14)可得mb=6.61,s=0.006 738,α=0.5。

由式(5)—(7)可得巖體抗壓強度σtm=-10.41 MPa，巖體抗拉強度σcm=0.12 MPa，彈性模量Em=15.02 GPa。

由式(4)可得

σ1=σ3+126.94×(0.052 113σ3+0.006 738)0.5。

(15)

表5 數(shù)據(jù)回歸分析表

(16)

(17)

表5中有6組數(shù)據(jù)，因此n取6。將表5中的數(shù)據(jù)代入式(16)和(17)，得出k=5.65，b=31.56；將k、b的值代入式(10)和(11)，得出φ=44.4°，c=6.62 MPa。匯總數(shù)值模擬采用的圍巖物理力學參數(shù)如表6所示。

表6 圍巖物理力學參數(shù)

3 分岔隧道大跨段過渡小凈距段施工力學研究

3.1 數(shù)值模擬方案

3.1.1 模型建立

采用FLAC3D進行三維建模計算，大跨段隧道跨度為30.46 m，高為18.71 m，縱向長為70 m；小凈距隧道最小凈距為1.2 m，主線隧道跨度為15.65 m，高為9.06 m；匝道隧道跨度為12.30 m，高為8.78 m。隧道埋深為100 m，以主洞隧道為準，考慮到隧道開挖邊界效應的影響，大跨段隧道與模型的左右和下邊界距離取3倍大跨段隧道跨度。三維數(shù)值計算模型采用六面體單元進行網(wǎng)格劃分。計算模型邊界條件為：模型左右側施加X方向位移約束，底面施加Z方向位移約束，前后側施加Y方向位移約束，頂面為自由面不施加約束。分岔隧道三維數(shù)值計算模型如圖11所示。

D為大跨段隧道跨度。

3.1.2 計算參數(shù)

數(shù)值計算中圍巖采用彈塑性實體單元模擬，采用Mohr-Coulomb屈服準則，圍巖力學參數(shù)由第2.2節(jié)中的三軸試驗確定。大跨段隧道初期支護采用彈性實體單元模擬；臨時支撐采用Shell(殼)單元模擬；預應力錨索和注漿小導管均采用Cable單元模擬。大跨段與小凈距段交界面噴射混凝土采用Shell單元模擬。小凈距段隧道初期支護采用彈性實體單元模擬，對拉錨桿和砂漿錨桿采用Cable單元模擬。數(shù)值模擬中支護結構的計算參數(shù)如表 7所示。

表7 分岔隧道數(shù)值模擬計算參數(shù)

3.1.3 監(jiān)測斷面

分岔隧道監(jiān)測斷面如圖12所示，大跨段選取縱向Y=35 m(斷面1)、Y=70 m(斷面2)分別為大跨段施工監(jiān)測斷面和大跨段過渡小凈距段隧道監(jiān)測斷面。小凈距段選取主匝隧道凈距分別為1.5 m(Y=72 m，斷面3)、3 m(Y=88 m，斷面4)、6 m(Y=113 m，斷面5)、9 m(Y=131 m，斷面6)和12 m(Y=149 m，斷面7)處為小凈距段隧道施工研究斷面。

圖12 分岔隧道監(jiān)測斷面設置圖

3.2 大跨段過渡小凈距段隧道施工力學特性

本節(jié)以主洞隧道超前匝道隧道16 m的情況為例，研究小凈距段隧道施工對大跨段末端(大跨段與小凈距段交界處，Y=70 m)施工力學響應。

3.2.1 大跨隧道交界處圍巖變形分析

監(jiān)測大跨段隧道末端斷面各測點的豎直和水平位移增量，得到隨施工步變化的位移增量時程曲線，如圖 13和圖 14所示。

圖13 大跨段隧道末端斷面豎直位移增量時程曲線

圖14 大跨段隧道末端斷面水平位移增量時程曲線

由圖13可知，左拱肩豎直位移增量最大，最終豎直位移增量為-1.95 mm。拱頂和仰拱則受主洞和匝道隧道開挖的影響，豎直位移不斷變化，在第14施工步后拱頂和仰拱豎直位移趨于穩(wěn)定。由圖14可知，左右拱腳水平位移增量較大，最終水平位移增量分別為-0.42、0.40 mm，在第14施工步后左右拱腳水平位移趨于穩(wěn)定。對比水平位移增量和豎直位移增量可以發(fā)現(xiàn)，除左右拱腳外，小凈距段隧道開挖對大跨段末端斷面的影響主要是豎直方向。為了更為直觀地觀察大跨段末端測點位移變化規(guī)律，統(tǒng)計出小凈距段隧道施工引起大跨段末端測點位移變化量，如表8所示。

由表8可知，大跨段左右拱肩部位受小凈距段隧道施工影響最大，除了左右拱腳外,其余測點以豎直變形為主，具體表現(xiàn)為拱部測點下沉，而仰拱測點上浮。

3.2.2 大跨隧道交界處初期支護受力分析

監(jiān)測大跨段隧道末端斷面各測點的軸力和彎矩增量，得到隨施工步變化的內(nèi)力增量時程曲線，變化量為正表示彎矩和軸力增大，反之則減小，如圖15和圖16所示。

表8 大跨段隧道末端測點位移變化量

圖15 大跨段隧道末端斷面軸力變化時程曲線

由圖15可知，除拱頂、左拱肩、右拱肩和仰拱等部位外，其余部位軸力均有不同程度增大，其中左右拱腳軸力明顯增大，最終增量分別達1 640.6、1 591.4 kN，這表明小凈段隧道的施工會導致大跨段拱腳處應力集中加劇。拱頂和仰拱軸力則明顯減小，分別減小212.3、529.0 kN;其他部位軸力變化較小。由圖16可知，除左拱腳、右拱腳、仰拱、右墻腳等部位外，其余部位彎矩均有不同程度增大，右拱腰彎矩明顯增大，最終增量達19.4 kN·m，右拱腳彎矩則明顯減小，最終減小21.4 kN·m；其他部位彎矩變化較小。

總體上來看，匝道隧道開挖前，左拱肩、左拱腰、左拱腳、左墻腳等靠近主洞隧道的部位，軸力和彎矩變化趨于平緩，這說明主洞隧道施工對大跨段隧道靠近主洞隧道的部位內(nèi)力影響范圍為主洞隧道掌子面后16 m(約1倍主洞開挖洞徑)。同理也可知，匝道隧道施工對大跨段隧道靠近匝道隧道的部位內(nèi)力影響范圍為匝道隧道掌子面后12 m(約1倍匝道隧道開挖洞徑)。

結合第2節(jié)的計算結果，可得以下結論： 主洞隧道施工對大跨段隧道內(nèi)力和位移影響范圍為掌子面后16 m，匝道則為掌子面后12 m；小凈距段隧道施工會引起大跨段隧道末端初期支護不同程度的內(nèi)力變化，其中左右拱腳處內(nèi)力變化最為劇烈。

3.2.3 大跨隧道交界處塑性區(qū)分析

小凈距段隧道施工前后，大跨段隧道與小凈距段隧道交界處塑性區(qū)如圖17所示，為了更直觀地觀察交界處塑性區(qū)變化，圖17隱藏了大跨段隧道初期支護。

(a) 小凈距段施工前

(b) 小凈距段施工后

通過對比分析交界處塑性區(qū)變化可以發(fā)現(xiàn)，小凈距段隧道施工完成后，大跨段隧道拱部和仰拱處塑性區(qū)有一定發(fā)展，表明拱部和仰拱處圍巖受拉區(qū)域變大。交界面也出現(xiàn)了大面積塑性區(qū)，這說明及時對交界面進行混凝土封閉是必要的。同時也可以發(fā)現(xiàn)，由于小凈距段隧道對上部圍巖的支護，小凈距段隧道底板處出現(xiàn)了大面積塑性區(qū)，因此施工中應當加強小凈距段隧道底板的支護強度。

3.3 小凈距段隧道施工力學特性

考慮小凈距段隧道主洞隧道相應開挖面超前匝道隧道8、16、24、32 m等情況，研究主洞隧道受匝道隧道施工的影響，對比主匝隧道不同縱向開挖間距下主洞隧道受力、圍巖變形和塑性區(qū)分布的情況，基于此得出小凈距段隧道主洞和匝道隧道最佳縱向施工間距。

3.3.1 主洞隧道圍巖變形對比分析

以主洞隧道超前匝道隧道16 m的情況為例，全程監(jiān)測主洞隧道斷面4的圍巖變形情況，其測點豎直和水平位移時程曲線分別如圖18和圖19所示。同時對比分析主匝隧道縱向間距為8、24、32 m時主洞拱頂沉降演變規(guī)律。

圖18 主洞隧道斷面4測點豎直位移時程曲線

圖19 主洞隧道斷面4測點水平位移時程曲線

從整體來看，匝道隧道②部到達斷面4后，主洞各部位水平和豎直位移變化均趨于穩(wěn)定。分析圖 18可知，主洞①部到達后拱頂、左右拱肩等拱部上部測點沉降變化速率發(fā)生了突變，在匝道隧道②部到達斷面4后趨于穩(wěn)定，拱頂最終沉降為3.05 mm；主洞②部到達后，左右拱腰等拱部下部測點沉降變化速率發(fā)生突變，在匝道隧道②部到達斷面4后趨于穩(wěn)定，左右拱腰最終沉降分別為1.67、1.98 mm。左右拱腳豎直位移則很小。分析圖 19可知，主洞左右拱腳水平位移變化最為劇烈。右拱腳水平位移表現(xiàn)為先增大后減小，即右拱腳在匝道②部到達前水平位移逐漸增大，朝著匝道隧道方向變形，匝道②部到達支護后，水平位移逐漸減小。左拱腳水平位移則表現(xiàn)為隨著匝道隧道施工逐漸增大，在匝道②部到達后趨于穩(wěn)定。通過以上分析可以發(fā)現(xiàn),匝道隧道初期支護的及時閉合能夠有效減小匝道隧道施工對主洞隧道的影響。

表9列出了主匝隧道不同縱向開挖間距情況下，各監(jiān)測斷面拱頂沉降量。在縱向開挖間距一定的情況下，隨著隧道凈距逐漸增大，主洞拱頂沉降逐漸減小，當隧道凈距大于6 m(斷面5)時，拱頂沉降接近單洞開挖拱頂沉降量。對比不同縱向開挖間距可知，主匝隧道縱向開挖間距越大，對應斷面拱頂沉降沒有變化，故可以認為不同主匝隧道縱向開挖間距對拱頂沉降沒有影響。

表9 主洞隧道拱頂沉降量

3.3.2 主洞隧道支護受力對比分析

同樣以主洞隧道超前匝道隧道16 m的情況為例，全程監(jiān)測主洞隧道斷面4支護受力情況，其軸力和彎矩時程曲線分別如圖 20和圖 21所示。

匝道②部到達斷面4進行支護后，主洞隧道軸力和彎矩變化均趨于穩(wěn)定。通過分析主洞軸力時程曲線可以發(fā)現(xiàn)，左右拱腳軸力遠遠大于其他部位，左右拱腳軸力分別為-1 392.5 、-1 900.6 kN，拱頂受拉但受拉軸力較小，為36.2 kN；同時可以發(fā)現(xiàn),受匝道隧道近接施工影響，右側軸力大于左側對應部位。

結合支護彎矩時程曲線進行分析，左右拱肩在支護后受主洞下臺階②部支護的影響，由負彎矩變?yōu)檎龔澗兀谠训愧诓恐ёo后保持穩(wěn)定，最終分別達到1.02、0.76 kN·m。右拱腳在匝道隧道下臺階②部支護前，彎矩逐漸增大，匝道②部支護后則逐漸減小隨后保持穩(wěn)定。左右拱腳彎矩大于其他部位，左右拱腳彎矩分別為1.62、1.61 kN·m。除拱頂外主洞隧道各部位均可以看作偏心受壓混凝土構件并進行強度檢算，得到強度安全系數(shù)。左拱腳、左拱腰、左拱肩、右拱肩、右拱腰、右拱腳等部位強度安全系數(shù)依次為2.73、11.53、57.31、66.24、6.93、2.00。各部位安全系數(shù)由高到低依次是右拱肩、左拱肩、左拱腰、右拱腰、左拱腳、右拱腳。拱頂雖然承受拉應力，但所受拉應力遠小于C25混凝土抗拉強度，故可認為是安全的。主洞隧道開挖面積超過100 m2為大斷面隧道，拱腳處承受巨大的壓應力；而匝道隧道近接施工的影響則加劇了主洞隧道拱腳處的應力集中程度，在這2個不利因素的作用下，左右拱腳處的安全系數(shù)遠小于其他部位。

圖20 主洞隧道斷面4初期支護軸力時程曲線

圖21 主洞隧道斷面4初期支護彎矩時程曲線

表10列出了主匝隧道不同縱向開挖間距下主洞隧道初期支護軸力。在主匝隧道縱向開挖間距相同的情況下，隨著主洞和匝道隧道凈距不斷增大，主洞初期支護軸力減小；以主匝隧道縱向間距為8 m時，右拱腳處的軸力變化情況為例，斷面3—7右拱腳軸力分別為-3 439.5、-1 729.6、-1 133.4 、-982.9、-872.9 kN。隨著凈距增大，各斷面右拱腳軸力相比斷面3依次減小49.7%、67.0%、71.4%、74.6%，這說明主匝隧道凈距小于6 m時，主洞隧道各部位軸力變化劇烈；隧道凈距大于6 m后，主洞軸力變化趨于穩(wěn)定，逐漸接近獨立單洞開挖時的軸力。

表10 主洞初期支護軸力

以主匝隧道縱向開挖間距8 m時右拱腳軸力為基準，得到各斷面右拱腳軸力占比，如圖 22所示。由圖可知，軸力占比曲線呈先上升后下降的規(guī)律。受隧道縱向開挖間距的影響，斷面4右拱腳軸力變化幅度最大。主匝隧道凈距為1.5 m(斷面3)時，右拱腳軸力基本不受隧道縱向開挖間距的影響。隨著縱向開挖間距的增大，斷面4—7右拱腳軸力則逐漸增大，間距為32 m時斷面4右拱腳軸力占比為113.3%，即與間距8 m的情況相比右拱腳軸力增大了13.3%。由此可得： 同一監(jiān)測斷面處，主匝隧道縱向開挖間距越大，主洞各部位軸力也越大，左右拱腳應力集中程度也越嚴重；而隨著隧道凈距的增大，開挖間距對主洞隧道軸力的影響也相應減小。

圖22 主洞隧道右拱腳軸力占比曲線

3.3.3 小凈距段隧道塑性區(qū)對比分析

對小凈距段隧道塑性區(qū)對比分析發(fā)現(xiàn)： 主洞和匝道隧道拱部、底板和夾巖處出現(xiàn)了大面積相連的塑性區(qū)。主匝隧道縱向開挖間距為8 m時，小凈距隧道夾巖塑性區(qū)已經(jīng)完全貫通；隨著主匝隧道縱向開挖間距的增大，小凈距隧道夾巖塑性區(qū)減小。因此，采用較小的縱向開挖間距雖然能提高小凈距段隧道施工效率，但主匝隧道施工相互影響也隨之增大，對夾巖受力產(chǎn)生不利的影響。

4 結論與討論

1)本工程中的花崗巖屬于彈脆性巖石，巖石處于三向受力狀態(tài)時巖石強度和穩(wěn)定性遠大于雙向受力狀態(tài)，花崗巖試樣彈性模量與圍壓呈正相關。結合Hoek-Brown強度準則以及Mohr-Coulomb強度準則對三軸試驗結果進行修正，得到現(xiàn)場巖體的物理力學參數(shù)。

2)分岔隧道大跨段過渡至小凈距段施工時，應及時對大跨段與小凈距段交界面處圍巖進行封閉，保證圍巖盡快地處于三向受力狀態(tài)。大跨段末端斷面初期支護建議采用高性能噴射混凝土和工字鋼支護，以提高初期支護的抗壓和抗拉能力。

3)小凈距段隧道開挖對大跨段末端斷面位移的影響主要是豎直方向，同時也會引起大跨段隧道末端初期支護不同程度的內(nèi)力變化，其中左右拱腳處內(nèi)力變化最為劇烈。

4)通過對比分析主洞和匝道隧道縱向開挖間距為8、16、24、32 m時的圍巖位移、塑性區(qū)以及初期支護內(nèi)力，可以發(fā)現(xiàn)在控制圍巖變形方面四者相差不大。主匝隧道縱向開挖間距為8 m時，小凈距隧道夾巖塑性區(qū)已經(jīng)完全貫通，隨著縱向開挖間距的增大，小凈距隧道夾巖塑性區(qū)減小，主洞隧道初期支護右拱腳軸力略有增加。

5)主匝隧道凈距小于6 m時，主洞隧道施工應加強主洞隧道各部位受力和變形監(jiān)測，尤其是左右拱腳部位；當主匝隧道凈距大于6 m時，可作為獨立單洞進行設計和施工。

6)本文在使用Hoek-Brown強度準則以及Mohr-Coulomb強度準則對現(xiàn)場巖體的物理力學參數(shù)進行計算時，未考慮施工擾動對圍巖強度的影響，在后續(xù)的計算中希望能夠將施工擾動對圍巖的影響進行定量的分析。