畢志剛，王 凱，王儀宇，梁 斌

(1.中鐵十五局集團 第一工程有限公司，陜西 西安 710018；2.河南科技大學 土木工程學院，河南 洛陽 471023)

0 引言

隨著中國山區(qū)公路隧道建設(shè)的高速發(fā)展，地下工程施工不可避免地需要穿越復雜地質(zhì)地貌，隧道施工過程中穿越軟弱破碎圍巖或斷層破碎帶地段時，常因隧道圍巖自穩(wěn)能力差或初期支護強度不夠造成隧道坍塌或冒頂[1-2]。因此，研究淺埋偏壓、軟弱破碎圍巖小凈距隧道管棚超前支護具有非常重要的現(xiàn)實意義[3]。

近年來，國內(nèi)外學者采用工程經(jīng)驗結(jié)合數(shù)值模擬的方法，對不良地質(zhì)條件下管棚超前支護做了許多研究。文獻[4]以包西鐵路田莊隧道為背景，研究了管棚超前支護在軟弱破碎圍巖隧道中的作用機理，并對管棚超前支護設(shè)計和施工重點作了詳細介紹。文獻[5]以某一淺埋偏壓黃土隧道為背景，研究了管棚超前支護在特殊地質(zhì)條件下的施工流程、工藝以及施工控制技術(shù)，并通過現(xiàn)場監(jiān)測數(shù)據(jù)證明了該方法的合理性。文獻[6]采用MIDAS GTS NX有限元軟件，研究了4種超前支護方案在軟弱圍巖地層預加固效果的比選問題，研究結(jié)果表明：管棚水平旋噴樁組合為最優(yōu)施工方案。文獻[7]采用彈塑性有限元方法，研究了管棚預注漿超前支護在軟弱圍巖隧道加固中的作用效果和影響因素，結(jié)果顯示:采用管棚超前支護優(yōu)化了拱部受力，降低了圍巖位移量。文獻[8]采用彈性地基梁模型，對比分析了Φ76和Φ108超前管棚在淺埋軟巖公路隧道的加固效果，研究結(jié)果表明:Φ108管棚超前支護效果更好。文獻[9]依托蘭州柳泉3#隧道，研究了在西北黃土地區(qū)小凈距隧道超前支護方案的比選問題，采用MIDAS GTS NX有限元軟件，分析了3種方案下的隧道位移變化規(guī)律，最終選出大管棚配合水平旋噴樁為最優(yōu)施工方案。

盡管國內(nèi)外研究學者對軟弱圍巖淺埋偏壓隧道管棚超前支護進行了較多研究，但對于軟弱圍巖小凈距隧道管棚超前支護力學特性分析和施工技術(shù)研究相對較少。本文依托福建三明莆炎高速公路布盂隧道工程，采用MIDAS GTS NX有限元軟件，建立了不同超前支護工況下淺埋偏壓小凈距隧道模型，分析了在不同開挖步序下，管棚彎矩的分布規(guī)律以及在不同工況下的圍巖位移、襯砌應力和圍巖塑性區(qū)變化規(guī)律，并針對管棚超前支護提出施工控制技術(shù)，一定意義上指導了現(xiàn)場施工，并可為類似軟弱圍巖淺埋偏壓小凈距隧道施工提供借鑒與參考。

1 工程概況

中鐵十五局集團第一工程有限公司承建的莆炎高速公路布盂隧道左線里程樁號Z3K196+298～Z3K197+290，全長992 m，隧道縱坡為1.75%；右線里程樁號K196+225～K197+304，全長1 079 m，隧道縱坡為1.70%；隧道左右線平均長1 035.5 m，屬長隧道，最大埋深126 m。布盂隧道進口位于福建省尤溪縣新陽鎮(zhèn)高士村布盂境內(nèi)，出口位于大田縣文江鄉(xiāng)橋下村，整體呈北東～南西走向，進出口均位于山坡半山腰，交通較為不便。布盂隧道屬雙洞分離式隧道，單洞設(shè)計三車道，寬16.84 m，高7.94 m，進口線間距18 m，出口線間距19 m，進出口端均采用端墻式洞門。隧道進口洞門如圖1所示。

圖1 隧道進口洞門

隧址區(qū)構(gòu)造屬剝蝕丘陵地貌，地形坡度30°～50°，隧道地面標高為300～460 m，相對高差40～110 m。隧道進口段地形呈緩坡段，植被發(fā)育，山體上部地形自然坡度10°～15°，山體下部坡度20°～30°，地形偏壓。土層呈松散狀，可塑-硬塑態(tài)，巖層強風化裂隙發(fā)育，呈碎石狀壓碎結(jié)構(gòu)。隧道進口段埋深淺，圍巖等級為Ⅴ級，穩(wěn)定性較差，邊仰坡和兩側(cè)邊坡開挖易引起坍塌，進洞困難。

2 隧道洞口管棚超前支護

2.1 軟弱圍巖失穩(wěn)機理

淺埋隧道軟弱圍巖失穩(wěn)力學機理實質(zhì)上是地應力效應，當隧道開挖后二次分布的應力值超過圍巖塑性極限或強度極限時，隧道頂部圍巖將發(fā)生顯著變形、破碎等現(xiàn)象。隧道開挖引起圍巖應力重分布，使得隧道頂部出現(xiàn)壓應力集中現(xiàn)象，同時在地形偏壓作用下未支護位置頂部圍巖容易出現(xiàn)剪切滑移，進而產(chǎn)生塑性破壞。隧道開挖應力重分布后，軟弱圍巖失去原有強度成為分散體，在重力作用下脫離原有地應力，從而產(chǎn)生冒頂、塌落等現(xiàn)象[10]。

軟弱圍巖失穩(wěn)破壞經(jīng)歷從松弛到離散的過程，分析圍巖失穩(wěn)過程對于實時監(jiān)測圍巖變形具有重要意義。在松弛階段，由于圍巖產(chǎn)生的形變壓力，隧道支護結(jié)構(gòu)和松弛圍巖共同承擔上部地層荷載，圍巖尚可近似視為連續(xù)介質(zhì)；在離散階段，由于圍巖產(chǎn)生的松動壓力，軟弱圍巖在自重作用下坍落，脫離原有地應力背景，不再承受上部荷載。隧道開挖后圍巖出現(xiàn)塑性區(qū)，在無支護工況下，圍巖塑性變形逐步增大，圍巖經(jīng)歷從松弛到離散的過程，當變形達到一定量時，產(chǎn)生松動壓力，從而導致隧道圍巖坍塌。在有支護工況下，支護結(jié)構(gòu)產(chǎn)生抗力，承擔上部軟弱破碎圍巖以及塑性變形作用。由修正Fenner-Talobre公式可知，塑性區(qū)外徑與支護抗力Pi之間關(guān)系為[11-12]：

(1)

其中：Pi為支護結(jié)構(gòu)提供的支護抗力，kN；r為隧道洞室開挖半徑,m；R為塑性區(qū)外徑,m。

依據(jù)式(1)，由支護抗力Pi可以得到相應的圍巖收斂值[13]，計算收斂值不僅可為隧道支護強度設(shè)計提供依據(jù)，還可為施工中隧道圍巖坍塌提供預警。

2.2 管棚受力分析

2.2.1 基本假定

管棚鋼管受力分析如圖2所示，沿鋼管縱向?qū)摴芊譃橐验_挖支護段(AB)、已開挖未支護段(BC)、掌子面前方土體松動段(CD)和圍巖土體擾動段(DE)。

圖2 管棚鋼管受力分析

根據(jù)管棚鋼管受力模型，基本計算假定如下：

(Ⅰ)假定管棚鋼管是作用在Winkler彈性地基上的梁，此時外荷載與位移之間的關(guān)系為：

p(x)=kω(x)，

(2)

其中：k為地基土體彈性參數(shù)；ω(x)為地基位移函數(shù)。

(Ⅱ)在開挖面鄰近區(qū)域，隧道頂部圍巖厚度H變化不大，可將管棚承受的上部荷載q(x)看作均布荷載，管棚鋼管上部荷載由Terzaghi公式[14]計算：

(3)

b1=b+htan (45°-φ/2)；

(4)

q(x)=Pδ，

(5)

其中：b為隧道開挖寬度的1/2，m；γ為圍巖重度,kN/m3；c為黏聚力,kPa；φ為摩擦角,(°)；K0為側(cè)壓力系數(shù)；q為地面荷載，kN；δ為管棚環(huán)向間距,m；H為隧道頂部圍巖厚度,m；h為開挖高度,m。

(Ⅲ)假設(shè)破裂面始于掌子面，側(cè)面巖石破裂面與掌子面之間的夾角為(45°-φ/2)，則CD段長度d=htan(45°-φ/2)。

2.2.2 力學模型的建立

根據(jù)以上假定，管棚鋼管一般設(shè)計長度為30～40 m，可將管棚鋼管視為Winkler長地基梁，管棚鋼管力學模型如圖3所示。

圖3 管棚鋼管力學模型

基于Winkler彈性地基梁理論，可得管棚撓曲微分方程為：

(6)

管棚鋼管各段撓曲微分方程由式(6)可得：

(7)

(8)

(9)

文獻[14]提出了基于Winkler彈性地基梁模型的淺埋隧道管棚鋼管受力微分方程求解方法，本文引用其微分求解過程，代入特定邊界條件，得到全部待定系數(shù)，代入管棚各段微分方程可得管棚各段撓度方程ωi(x)，根據(jù)以下公式可得管棚轉(zhuǎn)角θ和管棚鋼管彎矩M。

(10)

(11)

2.3 管棚加固機理

對于淺埋隧道，根據(jù)巖柱平衡拱理論，認為隧道開挖后圍巖破壞在拱頂上方位置形成弧形平衡拱，平衡拱內(nèi)圍巖全部質(zhì)量為支護結(jié)構(gòu)所承受的荷載[15]。管棚支護剖面圖如圖4所示。上覆圍巖軟弱且破碎的隧道由于圍巖穩(wěn)定性差，隧道頂部承受較大壓應力，因此在洞口施工時通常采用超前大管棚來提高隧道頂部圍巖強度，以提高圍巖自穩(wěn)能力。超前管棚施作后，在隧道縱向和橫向形成一個“簡支梁”和“承載拱”，具有較大剛度以抵抗軟弱圍巖過大變形。

圖4 管棚支護剖面圖

管棚超前支護在加固破碎圍巖時形成的“承載拱”，承受著拱頂圍巖傳來的荷載并將受到的壓力分散到鋼拱架和隧道前方未開挖土體上，減少了掌子面開挖時前方圍巖受到的壓力。管棚進口由導向墻鋼拱架支撐，末端深入圍巖內(nèi)部，形成“簡支梁”結(jié)構(gòu)，支撐著上部軟弱破碎圍巖。

3 數(shù)值模擬

3.1 模型建立及邊界條件

運用MIDAS GTS NX軟件，建立三維模型，模擬無超前支護和管棚超前支護兩種工況下小凈距隧道中隔壁法施工過程，先開挖右洞后開挖左洞。根據(jù)圣維南原理[16]，確定最終模型：橫向(X軸)150 m；豎向(Z軸)上邊界至地表，下邊界到隧道洞底以下40 m；隧道開挖縱深(Y軸)40 m。圍巖及注漿加固區(qū)通過三維實體單元進行模擬，采用莫爾-庫侖本構(gòu)模型，圍巖應力僅考慮自重應力[17]；初期支護考慮噴射混凝土和鋼拱架的組合作用；建模時考慮最不利因素，不對二次襯砌進行模擬，隧道三維模型如圖5所示。

圖5 隧道三維模型

3.2 模型參數(shù)選取

初期支護不對鋼拱架進行模擬，考慮將其彈性模量折算到噴射混凝土上，初期支護等效彈性模量由式(12)確定[18]：

(12)

其中：E為初期支護等效彈性模量，MPa；E0為噴混彈性模量，MPa；Sg為鋼拱架截面積，m2；Eg為鋼拱架彈模，MPa；Sc為噴射混凝土截面積，m2。

通常情況管棚采用單排管注漿(見圖6)，管棚注漿加固圈厚度D由式(13)確定[19]：

圖6 單排管注漿圖

(13)

其中：D為管棚加固圈厚度，m；R為水泥漿擴散半徑，m；s為相鄰兩注漿孔間距，m。

參照《公路隧道設(shè)計規(guī)范》[20]中圍巖與土層參數(shù)以及上述公式的計算結(jié)果，所得隧道圍巖及支護結(jié)構(gòu)各項參數(shù)見表1。

表1 隧道支護結(jié)構(gòu)各項參數(shù)

4 數(shù)值模擬結(jié)果分析

4.1 管棚受力分析

通過對該淺埋隧道管棚超前支護進行模擬，得到在不同開挖步序下管棚的受力狀態(tài)。圖7是管棚在不同開挖階段的彎矩M特征云圖。

(a) 第1步開挖

通過分析管棚彎矩分布(見圖7)可知：隨著掌子面向前開挖，管棚彎矩最大值出現(xiàn)在掌子面處(見圖7a)，待隧道開挖支護穩(wěn)定后(見圖7b)，管棚彎矩很小且分布相對均勻。這是由于在隧道開挖過程中，開挖面前方土體卸荷產(chǎn)生松動區(qū)域，使得該位置管棚承受的垂直荷載增大，產(chǎn)生較大彎矩；在鄰近掌子面處，管棚起到臨時簡支梁作用，在遠離開挖面處這種梁效應消失，轉(zhuǎn)而處于相對穩(wěn)定狀態(tài)；隧道開挖支護完成后，管棚將承受的上覆荷載均勻地分散到支護結(jié)構(gòu)上，與支護結(jié)構(gòu)共同承擔上部軟弱破碎圍巖，此時管棚受力小且較為均勻，這表明管棚超前支護對隧道洞口圍巖起到了穩(wěn)定作用。

4.2 圍巖位移分析

隧道開挖支護完成后管棚超前支護工況下圍巖豎向位移云圖如圖8所示。由圖8可知：兩種工況下隧道圍巖豎向位移變形規(guī)律基本相同，整體向斜下方偏移。由于該隧道下穿淺埋段且地形偏壓導致圍巖兩側(cè)受力不均勻，深埋側(cè)位移遠大于淺埋側(cè)，施工時應加強深埋側(cè)沉降變形控制。

圖8 管棚超前支護工況下圍巖豎向位移云圖

通過對無超前支護和管棚超前支護兩種工況下的拱頂沉降數(shù)據(jù)進行統(tǒng)計處理，得到拱頂沉降變化曲線，如圖9所示。由圖9可知：管棚超前支護對抑制拱頂沉降起到重要作用，無超前支護累計拱頂沉降左洞為4.35 mm、右洞為9.88 mm，管棚超前支護工況下累計拱頂沉降左洞為2.93 mm、右洞為7.10 mm。對比兩種工況下的最大拱頂沉降可知：管棚超前支護對左、右洞拱頂沉降的降幅分別達32.64%和28.14%。由現(xiàn)場監(jiān)測數(shù)據(jù)可知：隧道開挖支護穩(wěn)定后左洞拱頂沉降為3.55 mm，右洞拱頂沉降為7.67 mm，現(xiàn)場監(jiān)測與理論計算數(shù)據(jù)吻合度良好，表明理論計算結(jié)果具有一定的可靠性。

(a) 左洞拱頂沉降

4.3 襯砌應力分析

無超前支護工況下最大主應力和最小主應力云圖如圖10所示。由圖10可知：由于隧道開挖使得圍巖應力釋放，上部圍巖壓力由支護結(jié)構(gòu)承擔，圍巖應力重新分布，襯砌結(jié)構(gòu)應力集中現(xiàn)象主要出現(xiàn)在拱腰、拱腳和隧道仰拱處。管棚超前支護工況下最大主應力和最小主應力云圖如圖11所示，相較無超前支護，應力集中現(xiàn)象有所減弱，且拱頂部位應力分布較為均勻。由圖10和圖11可知：在地形偏壓作用下，右洞上方承受較大荷載，襯砌應力均大于左洞。隧道采用管棚注漿預加固隧道上方軟弱破碎圍巖形成“承載拱”，這個結(jié)構(gòu)將上部傳來的荷載均勻地分散到支護結(jié)構(gòu)上，使得拱頂位置受力更加均勻。

(a) 最大主應力

(a) 最大主應力

隧道拱腰和拱腳部位主應力如表2所示。由表2可知：采用管棚預注漿超前支護，拱腰和拱腳處應力值較無超前支護工況下有所減小，拱腰處最大主應力和最小主應力分別減少15.66%和17.75%，拱腳處最大主應力和最小主應力分別減少12.18%和23.40%。由《公路隧道設(shè)計規(guī)范》[20]可知：C25噴射混凝土設(shè)計抗壓強度值為12.5×103kPa，應力值均未超過規(guī)范設(shè)計值，初期支護處于安全狀態(tài)。

表2 關(guān)鍵部位主應力 ×103 kPa

4.4 圍巖塑性區(qū)分析

無超前支護和管棚預注漿超前支護兩種工況下的圍巖塑性區(qū)應變云圖如圖12所示。由圖12可知：由于地形偏壓，隧道開挖后塑性區(qū)產(chǎn)生非對稱擴展，右洞塑性發(fā)展程度明顯較左洞大，兩種工況下隧道圍巖塑性區(qū)主要集中在深埋側(cè)邊墻兩側(cè)拱腰和拱腳處以及淺埋側(cè)邊墻右側(cè)拱腳處，隧道施工時應采用鎖腳錨桿對這些部位進行加固并重點監(jiān)測。對比兩種工況洞口相同位置，可以看到采用管棚預注漿超前支護后塑性區(qū)較無超前支護有所減小。這是由于隧道開挖后應力得以釋放，在加有注漿加固圈后，部分圍巖壓力由加固圈承擔，增強了圍巖的自穩(wěn)能力。

(a) 無超前支護

從數(shù)值模擬結(jié)果分析管棚超前支護的加固作用，無超前支護工況下最大塑性應變值為3.63×10-3，管棚超前支護最大塑性應變值為2.44×10-3，相比無超前支護減小32.78%。綜上所述，可以驗證管棚支護在隧道開挖前已經(jīng)對掌子面上部軟弱破碎圍巖進行了固結(jié)加固，可使上部荷載均勻分散到鋼拱架和初期支護上，表明管棚預注漿法對于增強圍巖穩(wěn)定性以及限制圍巖塑性區(qū)發(fā)展起到了重要作用。

5 管棚超前支護施工控制技術(shù)

5.1 管棚施工

管棚采用Φ108×6 mm熱軋無縫鋼管或熱軋無縫鋼花管，并采用Φ114×6 mm鋼管絲扣進行連接；隧道左線進口管棚長30 m，右線進口管棚長40 m，環(huán)向間距40 cm，外插角1°～3°，與線路中線平行。管棚施工過程中，為了控制管棚打設(shè)方向，應采用測斜儀進行校準，且應按照管棚設(shè)計位置施工；鉆孔時為使鉆機平穩(wěn)靈活，能在水平方向360°范圍內(nèi)作業(yè)，應按照鉆孔深度及孔徑要求選用鉆機并安設(shè)導向架。為保障隧道圍巖穩(wěn)定，在管棚注漿前應在開挖面噴一層10～20 cm厚素混凝土作為止?jié){墻。管棚接頭若在同一橫斷面，在隧道開挖后易發(fā)生折斷，應將同一橫斷面鋼管接頭數(shù)控制在50%以內(nèi)，相鄰接頭錯開間距1 m以上，按照奇數(shù)孔第1節(jié)長3 m，偶數(shù)孔第1節(jié)長6 m，以后每節(jié)長6 m的方法將接頭錯開。

5.2 施工效果

布盂隧道采用管棚超前支護，順利完成進口淺埋偏壓小凈距段施工。管棚施工過程中注漿填充情況良好，涌水量小于0.4 L/min，砂漿在圍巖縫隙中擴散，對軟弱破碎圍巖起到了固結(jié)作用，很好地增強了圍巖穩(wěn)定性。該項目采用管棚超前支護并配合中隔壁開挖方法，減少了掌子面開挖時前方圍巖受到的壓力，一定程度上避免了由于支護強度不夠或支護不及時導致的安全事故，確保了隧道安全快速施工，管棚超前支護效果圖如圖13所示。

圖13 管棚超前支護效果圖

6 結(jié)論

(1)隨著掌子面不斷推進，管棚在開挖面附近受力變形較大，在開挖支護完成后，管棚受力較小且較為均勻，對隧道圍巖起到穩(wěn)定作用。

(2)管棚超前支護能夠有效控制隧道圍巖拱頂沉降，相較于無超前支護，左、右洞拱頂沉降減少了32.64%和28.14%。

(3)軟弱圍巖小凈距隧道開挖支護完成后，襯砌應力集中主要出現(xiàn)在拱腰和拱腳處，采用管棚超前支護后襯砌結(jié)構(gòu)拱腰處最大主應力和最小主應力分別減少了15.66%和17.75%，拱腳處最大主應力和最小主應力分別減少了12.18%和23.40%。

(4)圍巖塑性區(qū)主要集中在深埋側(cè)邊墻兩側(cè)拱腰和拱腳處以及淺埋側(cè)邊墻右側(cè)拱腳處，無超前支護工況下隧道圍巖最大塑性應變?yōu)?.63×10-3，管棚超前支護工況下隧道圍巖最大塑性應變?yōu)?.44×10-3，減少了32.78%。

(5)采用管棚超前支護有利于增強圍巖穩(wěn)定性、改善支護結(jié)構(gòu)受力狀態(tài)以及限制圍巖塑性區(qū)發(fā)展，可為類似軟弱圍巖小凈距隧道施工提供一定借鑒與參考。管棚施工過程中注漿填充情況良好，漿液擴散狀況良好，對軟弱破碎圍巖起到固結(jié)作用。