尹遜峰 （中鐵十六局集團(tuán)第三工程有限公，浙江 湖州 313000）

近年我國中西部鐵路網(wǎng)建設(shè)步伐加快，西部高原地區(qū)鐵路隧道建設(shè)過程中出現(xiàn)的高地應(yīng)力問題引起了廣泛的關(guān)注。國內(nèi)外學(xué)者對(duì)高地應(yīng)力造成隧道圍巖大變形的原因及處置措施進(jìn)行了研究，Malan[1]研究了南非Hartebeestfontein一座金礦中泥質(zhì)軟巖巷道在高應(yīng)力條件下的大變形及支護(hù)結(jié)構(gòu)，王樹英等[2]提出了高地應(yīng)力軟巖隧道大變形特征，并提出了控制圍巖變形的支護(hù)方案，張民慶[3]基于釋放-約束平衡法提出高地應(yīng)力軟巖隧道大變形控制措施，劉泉聲[4]針對(duì)應(yīng)力的變形破壞特性，提出了底板綜合治理對(duì)策，Aiqing Wu等[5]對(duì)基于水電站引水隧道數(shù)據(jù)提出了巖體支撐措施。文章對(duì)高地應(yīng)力炭質(zhì)板巖隧道圍巖大變形的處置措施進(jìn)行分析研究。

1 工程概況

隧道位于云南省西北部麗江至香格里拉鐵路螺絲灣站至花椒坡站區(qū)間，為電力牽引單線隧道，設(shè)計(jì)行車速度120km/h。全長10600m，隧道最大埋深約670m，最小埋深約38m。隧道位于青藏高原東南緣，沖江河左岸，上覆第四系全新統(tǒng)人工棄土塊石土、滑坡堆積層，崩坡積塊石土、泥石流堆積層、沖洪積層漂石土、坡洪積層粉質(zhì)黏土、卵石土及坡殘積粉質(zhì)黏土、粗角礫土、下伏基巖為三迭系上統(tǒng)（T2b）白云質(zhì)灰?guī)r夾板巖。

隧道區(qū)位于青藏高原東南緣之川滇菱形斷塊的西部邊界斷裂帶，地質(zhì)構(gòu)造復(fù)雜，是我國非常著名的滇西地震帶，構(gòu)造運(yùn)動(dòng)巨烈。隧道巖體較破碎，風(fēng)化差異大。其中不良地質(zhì)為泥石流、滑坡、巖堆、巖溶、高地應(yīng)力、順層、特殊巖土為炭質(zhì)板巖。

隧道圍巖級(jí)別為Ⅳ～Ⅴ級(jí)，其中Ⅳ級(jí)圍巖地段設(shè)計(jì)采用Ⅳ級(jí)B型復(fù)合式襯砌，拱墻設(shè)置φ22mm砂漿錨桿，長度2.5m。拱墻設(shè)四肢格柵鋼拱架加強(qiáng)支護(hù)，縱向間距1.2m。拱部設(shè)φ42mm超前小導(dǎo)管，長4m/根，環(huán)向分布間距為0.5m，縱向間距2.4m，拱墻二襯采用35cm厚鋼筋混凝土。Ⅴ級(jí)圍巖地段設(shè)計(jì)采用V級(jí)B型復(fù)合式襯砌，其支護(hù)結(jié)構(gòu)見圖1，拱部設(shè)置φ25mm組合中空錨桿，邊墻設(shè)置φ22mm砂漿錨桿，長度3m。設(shè)18號(hào)工字鋼架加強(qiáng)支護(hù)，縱向間距0.8～1m，拱部設(shè) φ42mm超前小導(dǎo)管，每根長3～3.5m，環(huán)向間距 0.4m，縱向間距 1.6～2m，二襯采用40cm厚鋼筋混凝土。

圖1 隧道斷面及支護(hù)結(jié)構(gòu)

2 隧道模型建立

2.1 模型網(wǎng)格

依據(jù)高海拔隧道內(nèi)凈空界限要求，按設(shè)計(jì)斷面參數(shù)建立FLAC3D模型，隧道埋深370m，左右邊界120m，上下邊界為600m，縱深方向?yàn)?m，建立全斷面開挖的平面應(yīng)變隧道模型，其網(wǎng)格劃分見圖2[6]。

圖2 模型網(wǎng)格劃分

2.2 模型參數(shù)

根據(jù)現(xiàn)場實(shí)測應(yīng)力情況，豎向應(yīng)力略＜水平應(yīng)力，設(shè)1為側(cè)壓力系數(shù)，由重力形成初始地應(yīng)力場，圍巖服從mohr-Coulomb屈服準(zhǔn)則。

初期支護(hù)由系統(tǒng)錨桿和鋼拱架組合而成，其中錨桿彈性模量為40GPa，長度4m，直徑25mm，注漿外圈直徑120mm，粘聚力2MPa。格柵鋼架和噴射混凝土厚度35cm，彈性模量8GPa，密度2500kg/m3。超前小導(dǎo)管采用提高洞周巖體參數(shù)模擬，加固區(qū)厚度0.5m。根據(jù)勘察資料，隧道大變形段為Ⅴ級(jí)炭質(zhì)板巖圍巖，其圍巖力學(xué)參數(shù)見表1。

圍巖計(jì)算參數(shù) 表1

2.3 計(jì)算過程

為實(shí)現(xiàn)隧道高地應(yīng)力圍巖大變形過程，計(jì)算過程中進(jìn)行動(dòng)態(tài)監(jiān)測，在隧道開挖后立即施加初期支護(hù)，而后采用時(shí)步控制監(jiān)測密度，每500時(shí)步進(jìn)行一次圍巖關(guān)鍵位置位移監(jiān)測，并記錄其圍巖塑性變形形態(tài)，在2500時(shí)步后施加二次襯砌，每500時(shí)步進(jìn)行一次圍巖變形監(jiān)測，記錄2000時(shí)步后計(jì)算結(jié)束。

3 計(jì)算結(jié)果分析

拱頂圍巖豎向位移變化情況見圖3，拱底豎向位移變化情況見圖4。

圖3 拱頂豎向位移曲線

圖4 拱底豎向位移曲線

計(jì)算結(jié)果表明，在高地應(yīng)力環(huán)境下，拱頂豎向位移不大，全斷面開挖完成后即完成了大部分沉降，在二次襯砌施加前沉降發(fā)展較快，二次襯砌施加后，沉降發(fā)展得到一定程度控制。拱底豎向位移發(fā)展較拱頂大，二次襯砌封閉成環(huán)后豎向位移得到了明顯控制[7]。

圖5為第500時(shí)步的位移速度矢量情況，圖6為500時(shí)步的水平位移情況云圖。

圖5 位移速度矢量

圖6 水平位移云圖

位移速度矢量表明，高地應(yīng)力環(huán)境下水平收斂和拱底豎向位移速度明顯快于拱頂沉降速度，水平位移云圖（見圖7）表明在開挖完初期即發(fā)生了約600mm的水平收斂，與現(xiàn)場監(jiān)測情況較為相似。

圖7 圍巖塑性區(qū)

根據(jù)圖7，可見在高地應(yīng)力條件下，邊墻兩側(cè)圍巖塑性區(qū)出現(xiàn)惡性發(fā)展，直接影響隧道穩(wěn)定性，拱底也發(fā)生了較大程度的塑性破壞，而且在開挖初期塑性區(qū)即已經(jīng)形成，說明緊緊靠加強(qiáng)支護(hù)很難使得塑性區(qū)得到控制，應(yīng)該結(jié)合設(shè)計(jì)和施工制定改進(jìn)措施。

4 處置措施分析

針對(duì)上述大變形問題，對(duì)炭質(zhì)板巖大變形段進(jìn)行換拱設(shè)計(jì)，并提出超短臺(tái)階法施工方案，其斷面及支護(hù)形式見圖8[8]。

圖8 支護(hù)結(jié)構(gòu)形式

為優(yōu)化邊墻處受力性能，調(diào)整隧道開挖外輪廓曲率半徑，保持二襯內(nèi)輪廓不變，全環(huán)設(shè)I18型鋼鋼架，縱向間距0.5m。拱部設(shè)置φ42mm超前小導(dǎo)管，長4m/根，環(huán)向間距為0.4m，縱向間距為1.6m?？v向鋼架間連接鋼筋直徑為φ25mm，采用“Z”形布置，縱向鋼筋接頭錯(cuò)開設(shè)置于鋼拱架內(nèi)側(cè)。同時(shí)，各臺(tái)階底部應(yīng)加強(qiáng)縱向墊槽鋼的施工工藝，確保鋼拱架初支系統(tǒng)整體穩(wěn)定性。將50%原設(shè)計(jì)系統(tǒng)錨桿的長度調(diào)整至4.5m或6m，環(huán)向及縱向間距均為1×1m，梅花形布置。開挖方法改為短臺(tái)階法或微臺(tái)階法，開挖后盡快封閉支護(hù)成環(huán)，及時(shí)施工二次襯砌。強(qiáng)化φ42mm鎖腳錨桿及注漿的施工工藝，確保鎖腳錨桿施工質(zhì)量[9]。

圖9 處理前后圍巖位移曲線

圖9為拱頂和拱底位移曲線，設(shè)計(jì)和施工優(yōu)化處置后，拱頂沉降比處理前略大，拱底豎向位移較處理前小，一方面原因在于隧道結(jié)構(gòu)形式發(fā)生改變，應(yīng)力重分布形式得以改變，拱圈形狀有助減小應(yīng)力集中的程度，另一方面原因在于臺(tái)階法分部開挖，及時(shí)施工初期支護(hù)封閉成環(huán)有效控制了圍巖變形，但更加復(fù)雜的施工工序使施工要求變得更高。

圖10 水平位移云圖

計(jì)算結(jié)果見圖10，表明了水平收斂值得到大幅控制，邊墻圍巖塑性區(qū)范圍得到控制，塑性區(qū)形態(tài)趨于環(huán)狀，表明換拱后斷面形態(tài)更合理，分臺(tái)階開挖有利于控制圍巖塑性區(qū)發(fā)展[10]。

5 結(jié)束語

綜上所述，得出以下結(jié)論：

①高地應(yīng)力軟巖施工過程中的圍巖大變形會(huì)嚴(yán)重影響鐵路隧道穩(wěn)定，應(yīng)將發(fā)展較快的邊墻塑性區(qū)作為重點(diǎn)對(duì)象處置；

②環(huán)狀斷面有利于減小圍巖應(yīng)力重分布的應(yīng)力集中程度，減少圍巖變形控制的難度；

③處置高地應(yīng)力軟巖大變形問題不應(yīng)僅僅局限于加強(qiáng)支護(hù)，應(yīng)當(dāng)從設(shè)計(jì)和施工方面提出綜合處置措施。