五車道大跨分岔隧道小凈距段中夾巖柱支護效果研究

龔彥峰，王智勇，張俊儒，李樹鵬，張 航

(1. 中鐵第四勘察設計院集團有限公司，湖北 武漢 430063；2. 西南交通大學 土木工程學院，四川 成都 610031)

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兩部分。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。廈門蘆澳路—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主洞3車道匝道2車道的小凈距隧道，沒有設置連拱隧道進行過渡，采取直接過渡的方式會導致大跨段與小凈距段交界處的圍巖應力更加復雜，在國內地下立交分岔隧道的修建中較為少見。因此對小凈距段隧道的研究便十分必要，而中夾巖柱在施工中會出現二次應力場的疊加，從而出現應力集中，中夾巖柱的穩(wěn)定性是小凈距段隧道設計與施工的重點和難點[4]，所以對中夾巖柱的加固處理變得尤為重要[5]。

近年來隨著隧道跨度的逐漸增大，大跨隧道、連拱隧道、小凈距隧道成為研究重點，對于小凈距隧道中夾巖柱的研究主要集中在兩個方面：(1)對中夾巖柱合理厚度即小凈距隧道合理凈距的研究；(2)對中夾巖柱不同加固措施的研究。劉蕓[6]將中夾巖柱進行區(qū)域劃分，并且對中夾巖柱的不同加固組合方式進行了研究，研究表明各種加固方法對于不同級別的圍巖效果不同。張桂生[7]則建立了小凈距隧道圍巖的各項指標與凈距敏感度之間的關系，提出了把敏感度突變階段出現之前的凈距作為合理凈距。李建林[8]依托白羊溝特長隧道工程，通過有限元計算以及現場監(jiān)測的方式確定了小凈距段中夾巖柱的加固措施，最終采用預應力長錨桿(70 kN)及超前小導管注漿組合加固的方法確保了中夾巖柱的穩(wěn)定性。趙秀紹[9]通過建立二維3臺階開挖數值分析模型，發(fā)現對于Ⅴ級軟弱圍巖，中夾巖柱的厚度應大于0.75倍隧道跨度，且隧道拱腳處為受力薄弱部位，應保證初期支護及時封閉。晏啟祥[10]通過對軟巖隧道下不同凈距對中夾巖柱塑性區(qū)影響的分析研究得出，中夾巖柱塑性區(qū)的大小與凈距密切相關，與此同時，隧道埋深以及圍巖級別也是影響中夾巖柱塑性區(qū)的重要因素。李享松[11]建立了中夾巖柱的力學分析模型，推導出中夾巖柱破裂面的下滑力、抗滑力計算公式，最終采用安全系數作為中夾巖柱穩(wěn)定的判據。

通過以上調研可知，針對不同的小凈距隧道，不同的圍巖級別，對中夾巖柱采取的加固措施不盡相同，各研究人員對于中夾巖柱穩(wěn)定性的判斷標準也不同。為了盡量減小開挖跨度，廈門蘆澳路-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主洞3車道匝道2車道的小凈距隧道，不設置連拱隧道進行過渡。根據設計資料，小凈距段隧道中夾巖柱最小厚度為1.2 m，中夾巖柱的厚度較小[3]，施工力學機理較為復雜?；诖吮尘?，對小凈距段中夾巖柱最小厚度斷面進行研究，對比分析不同加固措施對中夾巖柱的影響以及主洞隧道的力學特性，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—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3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。疏港通道2#隧道左線長4 240 m，右線長4 250 m。分岔隧道則位于2#隧道右線，起訖里程為YK2+343～YK2+622.5，穿越花崗巖地層，為Ⅲ級圍巖，最大埋深100 m。疏港分岔隧道采用4種斷面逐步擴大過渡，過渡段不設置連拱隧道，由5車道大跨段直接過渡至3車道+2車道小凈距段，小凈距段最小夾巖厚度為1.2 m。

圖1 工程地理位置

1.2 工程地質水文地質條件

疏港通道2#隧道穿越地層主要為花崗巖地層，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，巖體的完整性是在較完整到破碎這個區(qū)間內。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/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。

區(qū)內地貌屬沿海低山丘陵地貌。地下水埋藏較淺，一般為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。巖體的完整性是在較完整到破碎這個區(qū)間內

1.3 隧道設計參數及施工工法

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30.46 m，開挖面積450.41 m2，并采用雙層初期支護+二次襯砌的支護設計，大跨段隧道襯砌斷面如圖2(a)所示。主線隧道小凈距段為單洞3車道設計，開挖跨度15.65 m，開挖面積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2(b)所示。匝道隧道小凈距段為單洞2車道設計，開挖跨度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2(c)所示。整理疏港通道分岔隧道支護參數，如表1所示。

表1 疏港通道分岔隧道支護參數

圖2 隧道支護參數(單位:cm)

2 三軸壓縮強度及變形試驗

2.1 三軸壓縮試驗參數

本試驗所用標準試件均取自現場掌子面，取樣方法為現場鉆芯，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，試件直徑50 mm，高100 mm，如圖3所示?？紤]到現場隧道埋深的影響，共設置5種圍壓工況，圍壓分別為：0，3，5，10，15 MPa。

圖3 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，按公式(1)計算，得到計算結果如表2所示。

(1)

式中，σ1為極限軸向應力；F為軸向破壞荷載；S為試件橫截面積。

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隨之增大。通過試驗得到試樣單軸壓縮強度σc=126.94 MPa。

表2 三軸壓縮試驗數據匯總

表3 選擇點數據(單位:MPa)

圖4 最佳關系曲線(單位:MPa)

讀取包絡線在縱向軸上的截距和與橫向軸之間的夾角，即可獲得巖石黏聚力和內摩擦角，由圖5可知，巖石的內摩擦角為64°，黏聚力為14.57 MPa。

圖5 莫爾包絡線

2.2.2 巖石應力-應變曲線圖

整理三軸壓縮試驗數據，以軸向應變值εas為橫坐標，應力差(σ1-σ3)為縱坐標，繪制1～5試樣的應力-應變關系曲線，如圖6所示。

由圖6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3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3向受力狀態(tài)。

2.2.3 巖石彈性模量和泊松比計算

在應力差與軸向應變的關系曲線上(即圖6)，確定直線段的起始點應力值σa和軸向應變εaa以及終點應力值σb和軸向應變εab。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：

圖6 1～5試樣應力差-軸向應變關系曲線

(2)

(3)

式中,Ee為巖石彈性模量；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；σb為應力與軸向應變關系曲線上直線段終點的應力值；εab為應力為σb時的軸向應變值；εaa為應力為σa時的軸向應變值；εab為應力為σb時的橫向應變值；εaa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，提取計算數據如表4所示，花崗巖試樣彈性模量與圍壓呈正相關。

表4 不同圍壓三軸應力作用下彈性模量和泊松比數值表

根據三軸試驗得到巖塊的物理力學參數，結合Hoek-Brown強度準則得到現場巖體的物理力學參數。Hoek-Brown等[12]人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；α為巖體特性決定的常數。

采用基于GSI(地質強度指標)的巖體參數Hoek-Brown估算方法，估算公式如下[12]：

(5)

(6)

(7)

式中,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，可以得出巖體內摩擦角φ和黏聚力c[13]：

(8)

σ1=kσ3+b，

(9)

(10)

(11)

由上述公式可知，巖體Hoek-Brown參數mb和s是確定巖體強度參數的關鍵，其值可以由下式得出：

(12)

式中mi為組成巖體完整巖塊的Hoek-Brown參數，花崗巖為33。

(13)

(14)

通過查詢文獻[13-16]，并結合現場揭示的巖體結構類型和風化狀態(tài)[17]，得到施工現場巖體GSI值為55。根據三軸試驗的結果，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=0.504。

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)0.504，

(15)

(16)

(17)

將表5中的數據代入公式(16)、(17)得k=5.67，b=31.15，將k,b的值代入公式(10)、(11)得φ=44.5°，c=6.54 MPa。匯總數值模擬采用的圍巖物理力學參數如表7所示。

表5 試驗結果匯總表

表6 數據回歸分析表

表7 圍巖物理力學參數

3 數值模擬

3.1 計算模型

數值計算采用大型巖土工程計算軟件FLAC3D5.0，對小凈距隧道中夾巖柱的受力及位移情況進行計算分析。小凈距隧道中夾巖柱的加固手段有：加長系統(tǒng)錨桿加固，預應力錨桿加固、對拉錨桿加固以及超前小導管注漿加固等[8]。通過對不同的支護手段進行組合，分析主匝道隧道拱頂位移、邊墻位移、夾巖受力、隧道支護受力狀態(tài)等情況，對不同支護手段的支護效果進行研究。不同支護手段組合工況如表8所示。

表8 不同支護手段組合工況

主洞隧道和匝道隧道凈距為1.2 m，考慮到隧道開挖邊界效應的影響(圣維南原理)，模型尺寸為300 m(長)×200 m(高)×1 m(寬)，隧道埋深以主線隧道為準為100 m，見圖7(a)。計算邊界條件為模型頂部為自由面，其他5個面均約束法向位移。數值模擬中圍巖采用彈塑性實體單元模擬，采用Mohr-Coulomb屈服準則，隧道初期支護采用彈性實體單元模擬；系統(tǒng)錨桿、對拉錨桿以及預應力對拉錨桿均采用Cable(錨索)單元模擬，二次襯砌為隧道承載儲備本次計算不考慮模擬。主洞和匝道隧道系統(tǒng)錨桿采用φ22砂漿錨桿，環(huán)向間距為1 m，長度分別為3 m，2.5 m。對拉錨桿和預應力對拉錨桿直徑為φ32，環(huán)向間距均為1 m。

圖7 數值計算模型與施工工法

主洞隧道和匝道隧道的開挖方法均采用分布開挖施工工法，施工工序如圖7(b)所示，施工工序為：(1)開挖①部；(2)施作①部初期支護②部；(3)開挖③部(預留核心土)；(4)完成邊墻初期支護④部；(5)開挖預留核心土⑤部。隧道施工順序為先主洞隧道后匝道隧道，考慮到硬質圍巖應力釋放較快，故每開挖一步時圍巖應力釋放率取為70%[18]，剩下圍巖應力由初期支護承擔。

為了研究不同夾巖支護手段的支護效果，對主洞隧道拱頂和夾巖的位移、夾巖應力狀態(tài)以及主洞隧道左拱腳、左拱腰、左拱肩、拱頂、右拱肩、右拱腰、右拱腳等部位受力情況進行了監(jiān)測，如圖8所示。

圖8 監(jiān)測點設置

3.2 計算參數

圍巖的計算參數由三軸試驗進行修正后確定，如表7所示。考慮到噴射混凝土和格柵鋼架協(xié)調變形，并且初期支護以剪切破壞為主，故隧道初期支護參數采用等效剛度，將格柵鋼架的彈性模量折算給C25噴射混凝土，見公式(18)；初期支護材料力學參數根據《公路隧道設計規(guī)范》(JGT 3370.1—2018)選取。

(18)

式中，Ec為折算后的噴射混凝土彈性模量；E0為原C25噴射混凝土彈性模量；Sg為格柵鋼架主筋的橫截面積；Eg為格柵鋼架主筋的彈性模量；S0為C25噴射混凝土的橫截面積。

數值模擬采用的隧道支護參數如表9所示，依據《錨桿噴射混凝土支護技術規(guī)范》(GB 50086—2001)，砂漿錨桿的黏聚力C取2 MPa、內摩擦角φ取44°。

表9 隧道支護參數

3.3 中夾巖柱支護效果分析

3.3.1 隧道關鍵點位移

表10匯總了主洞拱頂和夾巖中心點的位移。從表10中可以看出，由于圍巖的強度較大，夾巖以彈性變形為主。

表10 關鍵點位移匯總

從拱頂位移來看，雙洞開挖完成后，主洞拱頂豎直位移未支護情況下為3.44 mm，采取初期支護后位移為3.24 mm，減小幅度約為6%；主洞拱頂水平位移未支護情況下為0.209 mm，采取初期支護后位移為0.170 mm，減小幅度約為19%。當采取對夾巖加固手段時，隨著錨桿預應力的增大，可以發(fā)現主洞拱頂位移也有減小的趨勢，但減小程度相當有限，這表明隧道施工時，初期支護及時跟進和封閉能有效控制隧道位移變形。

從夾巖中心位移來看，雙洞開挖完成后，夾巖中心豎直位移未支護情況下為0.243 mm，采取初期支護后為0.191 mm，減小幅度約為21.4%；夾巖中心水平位移未支護情況下為0.181 mm，采取初期支護后為0.127 mm，減小幅度約為29.8%。施加對拉錨桿和預應力對拉錨桿支護后，夾巖中心水平和豎直位移并沒有明顯減小。該結果表明，單純增大預應力，夾巖中心位移減小程度有限。綜上所述，初期支護及時閉合能有效減小夾巖位移，由于圍巖強度較高，預應力對拉錨桿的支護效果對比對拉錨桿并沒有明顯提高。

3.3.2 夾巖應力狀態(tài)

考慮到巖體抗拉能力較小，故監(jiān)測夾巖中心點左右側巖體最小主應力變化情況，監(jiān)測點均在同一條水平線上。圖9為采取不同支護手段下夾巖最小應力變化曲線。

圖9 各工況夾巖應力變化曲線

為了方便描述，將距離夾巖中心距離為-0.6，-0.4，-0.2，0，0.2，0.4，0.6 m的監(jiān)測點分別記為a，b，c，d，e，f，g測點。以工況1為例，當主洞開挖時，由于應力釋放a(靠近主洞)，b，c，d點應力迅速減小，夾巖由初始的3向受力狀態(tài)變?yōu)殡p向受力狀態(tài)。其中a點應力由-0.827 MPa，減小為-0.133 MPa，隨著該點拉應力增大，摩爾應力圓向強度包絡線移動，該點出現了剪切破壞，應力繼續(xù)向深部轉移，e，f，g點仍處于3向受力的狀態(tài)。匝道隧道開挖后，測點應力呈“V”形分布，各測點應力均不同程度小于初始應力，同時也可以發(fā)現夾巖中心下部出現了應力集中的現象。

分析工況2～7結果可知，主洞開挖時，初期支護的支護阻力，使得a，b，c，d點處于3向受力的狀態(tài)，對比工況1，4點的應力均有不同程度的增大。匝道隧道開挖完成后，測點應力呈“V”形分布，以測點c為例，工況2～7該測點應力分別為-0.805，-0.822，-0.862，-0.897，-0.932，-1.036 MPa相比未支護情況下測點應力為-0.720 MPa，應力增長幅度分別為11.8%，14.2%，19.7%，24.5%，29.4%，43.9%。此外，工況2～7中夾巖應力集中的區(qū)域也在逐漸變小。由以上分析可知，對夾巖及時的支護，保證夾巖處于3向受力的狀態(tài)，能提高夾巖穩(wěn)定性。相比隧道未支護的情況，采取對拉錨桿等支護手段時，夾巖最小主應力增大，使得摩爾應力圓朝著遠離強度包絡線的方向移動；當采用預應力對拉錨桿時，隨著預應力增大，對夾巖受力狀態(tài)的改善效果也越明顯，應力集中的現象也有緩解，主要原因是預應力錨桿提供的預壓應力，對夾巖有挾持作用，一定程度上減小了夾巖水平應力的損失，減少了主匝隧道開挖對夾巖的擾動。

3.3.3 主洞隧道受力情況

表11和表12分列出了主匝隧道開挖完成后，不同夾巖支護條件下主洞隧道軸力和彎矩，根據軸力和彎矩可以求得主洞各部位的安全系數，如表13所示。

表11 主洞隧道軸力(單位：kN)

表12 主洞隧道彎矩(單位：N·m)

分析表11和表12可以發(fā)現對夾巖采取加固措施后，主洞左側結構軸力和彎矩基本沒有變化；對比工況3～7，而隨著預應力的增大右側結構的軸力和彎矩有減小的趨勢，說明對夾巖支護能一定程度改善隧道受力狀態(tài)，減少匝道隧道施工對主洞隧道的擾動。分析表13可知，主洞隧道初期支護不同部位的安全系數相差較大，安全系數由高到低依次是拱頂、右拱肩、左拱肩、左拱腰、右拱腰、左拱腳、右拱腳。左、右拱腳的安全系數相對較小，說明左右拱腳應力集中較大，尤其是右拱腳，其承受的軸力遠大于其他部位，安全系數最小僅為1.132，左右拱腳是隧道受力最不利的部位，施工時應加強左右拱腳處支護。

表13 主洞隧道初期支護安全系數

4 結論

(1)本工程中的花崗巖屬于彈脆性巖石，巖石處于3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及Mohr-Coulomb強度準則對三軸試驗結果進行修正得到巖體物理力學參數。

(2)初期支護及時閉合能有效減小夾巖位移，但中夾巖柱下部會出現應力集中現象，采用預應力對拉錨桿可以有效地緩解中夾巖柱的應力集中，施工中建議采用低預應力對拉錨桿。

(3)主洞隧道初期支護不同部位的安全系數相差較大，左、右拱腳的安全系數相對較小，右拱腳安全系數最小僅為1.132，說明左右拱腳應力集中較大，左右拱腳是隧道受力最不利的部位，施工時應加強左右拱腳處支護。

(4)巖石的強度和穩(wěn)定性與圍壓關系較大，在對小凈距隧道進行施工時，建議采取主動支護的手段，及時地對隧道以及中夾巖柱進行封閉支護，使得圍巖盡快的處于3向受力狀態(tài)。