申海晓

(中铁十九局集团 第三工程有限公司,辽宁 沈阳 110136)

据统计,我国在建铁路隧道中有大约30%～40%为软弱围岩隧道,总里程接近3 000 km[1-2].规划铁路隧道中,也有相当一部分比例属于软弱围岩隧道.当隧道处于软弱破碎带时,围岩破碎、稳定性差,围岩偏压普遍存在,支护受力情况复杂,围岩大变形、塌方等工程事故极易发生,给隧道建设带来极大困难[3].本文依托云桂高铁云南段新莲隧道1号斜井工区,通过开展现场调查、试验段及数值模拟计算,提出一套有效实用的支护参数以及软弱围岩变形控制方法,为相关工程设计施工提供参考.

1 工程概况

新莲隧道位于阳宗至昆明南区间,隧道进口里程DK720+757,出口里程DK733+600,全长12 843 m.新莲隧道是云桂铁路技术含量最高、施工难度最大的一级风险隧道,也是重点控制性工程之一.为确保工期,解决施工及运营期间的排水及通风,新莲隧道辅助坑道采用“贯通平导+两个斜井”方案,其中1号斜井工区起止里程DK723+330～DK725+380,工区隧道埋深280～340 m.图1给出了1号斜井工区平导、正洞、横通道、斜井的相对位置关系.

图1 1号斜井工区

1号斜井工区岩性为砂岩夹页岩或砂岩、页岩互层,灰、浅灰、深灰色,薄～中厚层状,岩层产状变化较大,总体来说,岩层产状较平缓,受大脑包正断层、脚步哨向斜及脚步哨逆断层影响,裂隙发育,围岩结构破碎,砂岩碎裂现象严重,呈块状、碎块状,页岩质极软,呈薄层、薄片状,遇水呈土状;岩体潮湿,部分段落渗水,围岩整体性及自稳性差,开挖临空后极易掉块、坍塌.

2 施工情况

对1号斜井工区已施工区段支护结构变形情况进行调查,共发现正洞沉降及净空收敛超标87处,平导沉降及净空收敛超标67处.

初期支护大变形表现为钢架扭曲变形(如图2所示)、初支变形侵限.部分已施工段二衬结构出现混凝土剥皮、掉块及开裂等现象.正洞支护结构最大沉降达851.03 mm,净空收敛达1 002.91 mm,平导支护结构最大沉降达471.60 mm,净空收敛达521.31 mm,均远超隧道预留变形量.

图2 边墙位置喷射混凝土剥落及钢架扭曲

3 试验段及数值模拟计算

针对新莲隧道1号斜井工区出现初期支护大变形的情况,为确定更加有效的支护措施,在新莲隧道1号斜井工区设置试验段.

3.1 试验段隧道支护结构参数

结合现场施工情况,对新莲隧道正洞开展单层支护方案试验,对平导进一步优化断面型式及支护体系.

1) 正洞试验段支护参数.

正洞试验段断面及支护结构采用V级C型加强复合式衬砌,如图3所示.

图3 正洞试验段断面及支护结构设计(单位：cm)

① 按V级C型加强衬砌断面开挖,预留变形量40 cm,拱墙衬砌厚度60 cm,仰拱衬砌厚度70 cm.

② 初期支护采用C30早强纤维混凝土,厚度33 cm,喷射混凝土24 h强度不低于15 MPa.拱部设置Ф25中空注浆锚杆,边墙采用Ф25砂浆锚杆,锚杆间距1.2 m×0.6 m,锚杆长6.0 m.设置Ф8双层钢筋网,网格间距20 cm×20 cm.

③ 采用HW175型钢拱架,间距0.6 m,锁脚采用Ф76注浆花管,每处2根,每榀12根,每根长6.0 m.钢架纵向用Ф25钢筋连接,钢筋间距1.0 m.

④ 拱部采用Ф42超前注浆小导管,每根长4.5 m,环向间距0.4 m,每环38根,纵向每3.0 m一环.

2) 平导试验段支护参数

平导试验段断面及支护结构采用V级加强I型锚喷衬砌,如图4所示.

图4 平导试验段断面及支护结构设计(单位：cm)

① 按V级加强I型锚喷衬砌断面开挖,断面型式为马蹄形.考虑平导将来作为运营防灾救援通道,预留模筑衬砌空间.

② 初期支护采用C30早强纤维混凝土,厚度32 cm,喷射混凝土24 h强度不低于15 MPa.拱部设置Ф25的中空注浆锚杆,边墙采用Ф25的砂浆锚杆,锚杆间距1.2 m×0.8 m,锚杆长4.0m.设置Ф8双层钢筋网,钢筋网的网格间距为20 cm×20 cm.

③ 采用I22b型钢拱架,间距0.8 m,锁脚采用Ф42 mm注浆花管,每处2根,每榀8根,每根长4.0 m.钢架纵向用Ф25的钢筋连接,钢筋间距1.0 m.

④ 拱部采用Ф42超前注浆小导管,每根长4.5 m,环向间距0.4 m,每环20根,纵向每3.2 m一环.

3.2 试验段支护参数数值模拟计算

采用Ansys建立荷载-结构模型对试验段支护结构进行受力分析,与原设计支护结构受力计算结果进行比较.采用以下计算假设:

1) 将支护结构受力问题视为平面应变问题;

2) 初期支护用梁单元(BEAM4)模拟;

3) 初期支护中钢拱架与喷层协同工作,两者作为组合梁计算[4],以考虑加强支护的作用.

4) 支护结构与围岩的相互作用用弹性杆单元(LINK180)模拟.

正洞试验段及原设计支护结构位移和应力计算结果如图5～6所示.

(a) 竖向位移 (b) 水平位移

(c) 外侧应力 (d) 内侧应力图5 正洞原设计支护结构受力计算结果

(a) 竖向位移 (b) 水平位移

(c) 外侧应力 (d) 内侧应力图6 正洞试验段支护结构受力计算结果

由图5～6可知：正洞原设计支护结构最大沉降622.3 mm,发生在拱顶,最大水平位移149.4 mm,发生在拱顶两侧.衬砌最大压应力34.4 MPa,最大拉应力2.16 MPa,均超过C25混凝土极限拉、压强度.

试验段支护结构最大沉降132.9 mm,发生在拱顶,最大水平位移24.5 mm,发生在拱顶两侧.衬砌最大压应力8.14 MPa,最大拉应力1.25 MPa,均低于C30混凝土极限拉、压强度.

由计算结果可以看出：试验段采用HW175型钢拱架,并增大了喷层厚度,拱顶沉降和内力较原设计大幅度减小,可见试验段支护参数对降低支护结构变形和内力是有效的.

平导试验段及原设计(直墙拱顶断面)支护结构位移和应力计算结果如图7～8所示.

(a) 竖向位移 (b) 水平位移

(c) 外侧应力 (d) 内侧应力图7 平导试验段支护结构受力计算结果

(a) 竖向位移 (b) 水平位移

(c) 外侧应力 (d) 内侧应力图8 平导原设计支护结构受力计算结果

由图7～8可知：原设计支护结构最大沉降76.7 mm,最大水平位移472 mm,均发生在边墙.衬砌最大压应力90.2 MPa,最大拉应力81.8 MPa,均远超C25混凝土极限拉、压强度.

试验段支护结构最大沉降27.4 mm,发生在拱顶,最大水平位移7.9 mm,发生在拱顶两侧.衬砌最大压应力4.83 MPa,最大拉应力达2.03 MPa,均低于C30混凝土极限拉、压强度.

由计算结果可以看出,平导原设计直墙拱顶断面在围岩压力作用下产生的变形主要是侧墙向洞内产生大量收敛位移,与此同时侧墙外侧压应力和墙角拉应力均远超喷层混凝土的极限拉、压强度.试验段采用的V级加强I型锚喷衬砌马蹄形断面,支护结构力学性能明显提升,变形和应力均明显减小,说明平导试验段采用的支护结构在软弱围岩中具有良好的性能.

3.3 试验段支护结构累计变形监测结果分析

1) 正洞支护结构累计变形及持续时间.

每隔5 m设置一处监测断面,沉降测点布置于拱顶,收敛测点每台阶各对称布置2个.监测数据采集设备为全站仪,读取每测点绝对三维坐标值.

正洞试验段最大沉降发生于DK724+322断面拱顶,沉降值为328 mm;最大收敛发生于DK724+322断面中台阶,收敛值为119 mm.正洞试验段累计变形与持续时间见表1.

表1 正洞试验段累计变形与各工序持续时间

由表1可见,采用试验段支护参数施工后,支护结构总体变形较原设计明显减小.正洞大部分区域仰拱封闭后平均变形速率可控制在5 mm/d以下,因此,尽快实现仰拱封闭能有效减小总变形.

通过比较各施工阶段持续时间,可知上台阶持续时间对后期总变形的影响较大,上台阶持续时间越长,在后期相同时间内其总变形越大.

最大变形位于断面DK724+322,该断面上台阶持续时间达到了38 d,仰拱封闭距掌子面开挖时间为67 d.该断面在开挖后第60 d时拱墙设置了套拱(此时沉降变形178 mm),套拱设置后累计沉降仍达到150 mm,说明套拱对变形抑制效果不明显.

最小变形断面DK724+307断面,该断面在中台阶开挖后设置了临时仰拱.从监控监测情况看,该断面沉降和收敛变形均最小,尤其是中台阶的变形,因此设置临时仰拱对减小沉降及收敛变形效果明显.

2) 平导支护结构累计变形及持续时间.

平导试验段最大沉降发生于PDK724+390断面拱顶,沉降值为132 mm;最大收敛发生于PDK724+395断面中台阶,收敛值为127 mm.平导试验段累计变形与各工序台阶持续时间见表2.

由表2可见,采用试验段设计参数施工后,平导支护结构总体变形较原设计有明显的减小.平导支护结构变形仍以水平收敛为主.平导在仰拱封闭后,支护结构变形速率明显减小,平均变形速率可控制在2 mm/d以下.

4 支护结构变形控制技术

4.1 超前地质预测及预报

新莲隧道DK723+330～725+380范围内,掌子面岩性为砂岩、页岩,局部夹风化泥土,岩体极破碎,节理裂隙发育,围岩自稳性差.为保证施工安全,根据现场情况,采用TSP-203检测技术、地质雷达法、红外探水法对掌子面前方作地质超前预报,与超前探孔法、掌子面地质素描法以及断层参数预测法综合实施[5].将长、短距离预报方法相结合,判定软弱围岩破碎带的具体位置,确定其对施工的影响程度[6].超前地质预报计划见表3.

表2 平导试验段累计变形与各工序持续时间

表3 地质超前预报计划

4.2 隧道洞身开挖工法

施工方法必须遵循短开挖、勤量测、弱爆破、及时封闭支护成环的原则.

Ⅲ级围岩采用台阶法施工,Ⅳ级围岩以台阶法施工为主,特殊段采用台阶法添加临时横撑.Ⅴ级围岩的普通地段以台阶加临时横撑工法施工为主,软岩地段采用大拱脚的台阶法施工,根据现场情况,预留变形量50～70 cm;上台阶开挖高度约4.5 m,台阶长度6 m;中台阶开挖高度约3.0 m,台阶长度约18 m;下台阶开挖高度约3.4 m,台阶长度约6～10 m;上台阶开挖循环进尺1～2榀钢架间距,中、下台阶开挖循环进尺2～3榀钢架间距,掌子面至仰拱步距保持在30～35 m之间.

图9 大拱脚台阶法施工工序横断面

4.3 超前预支护施工

隧道采用超前大管棚、超前小导管等超前支护形式进行预支护[7].在隧道进出口位置,采用Ф108管棚进行超前支护,钢管每根长30 m,环向间距40 cm,外插角3～5°.设置2～3榀I20b钢架浇筑混凝土导向拱.对隧道洞身部分IV级围岩段、Ⅴ级围岩段采用Ф42超前小导管进行超前支护,每环31根,每根长4.5m,环向间距0.4 m,外插角5～10°,纵向3.0 m一环.

4.4 初期支护施工

为了验证湿喷混凝土工艺中混凝土喷射角度、喷射距离、坍落度、一次喷射厚度、系统风压以及施工温度等参数对混凝土性能的影响,采用单一变量法,通过改变参数取值进行试验,确定最优施工参数[8].现将试验最终确定的喷射混凝土施工参数列于表4.

表4 最优施工参数

根据现场情况,正洞初期支护采用HW175型钢钢架单层支护,钢架间距0.6 m.喷射C30早强纤维混凝土,厚度均大于33 cm;C30早强混凝土试验室试验24 h强度18.6 MPa.采用双层Ф8钢筋网,网格间距20 cm×20 cm.纵向连接钢筋采用Ф25螺纹钢筋,钢架台阶接头处上下侧各设置2根I14连接型钢.喷射混凝土前钢架台阶接头每处施工2根Ф42锁脚锚管,长度3 m;中下台阶及仰拱开挖前钢架台阶接头每处施工2根Ф76锁脚锚管,长度6.0 m,采用套管钢板与钢架连接.系统锚杆采用6.0 m长中空锚杆及G32自进式锚杆纵向间距0.6 m,环向间距1.2 m.

4.5 仰拱及仰拱填充

待喷锚支护作业全部完成后,尽早灌注混凝土填充仰拱,使隧道支护结构尽快闭合.

DK723+950～993段上台阶、DK724+015～025段拱墙等多处地段原有初支及套拱拱架已侵入二衬超过30 cm,需要对套拱拱架进行拆除,并将原有初支A单元部分进行换拱,方可满足二衬施做要求.换拱采用逐榀拆换,凿除混凝土过程中不得拆除横撑及竖撑,待混凝土清除完毕且无围岩塌落后拆除临时支撑,随后初喷混凝土封闭并拆换钢拱架.拱架安装完成后及时挂网喷射混凝土并安装临时仰拱,以策安全.

而DK724+000～010、DK724+012～015、DK724+ 026～030段等多处地段套拱侵限约10～20 cm,故该段拆除套拱后即可满足二衬施做要求.原初支混凝土采用液压锤配合人工风镐或弱爆破拆除,套拱拆除按自上而下的顺序分段拆除,连接筋不得一次全部截断,要做到随拆随截,以保证安全.

为加强换拱初期支护完成后的沉降及收敛控制,拱架安装采用大拱脚(外扩大)法施作,预留变形量加大为40 cm.为满足换拱后的沉降及收敛要求,拱架在Ⅴ级B型衬砌断面的基础上按预留变形量40 cm控制加工尺寸,采用I25b型钢钢架,间距0.6 m.

4.6 支护结构变形控制关键工序及优化

1) 锁脚锚管与钢架连接.

Ф76锁脚锚管与钢架连接的质量是影响初期支护稳定性关键之一,前期施工过程中采用先施工锁脚锚管后焊接连接钢板的方式,由于无法保证焊接质量导致多处初支开裂侵限.后期进行工艺研究,采用先焊接连接钢板后施工锁脚锚管的施工方式,分别采用了刻槽焊接、套管钢筋焊接等方式,效果仍达不到施工要求.经过多次试验,最后该工艺定型为在加工厂内螺栓连接焊接钻孔及定位钢板定位套管,在钻孔完成之后,焊接定位套管与锁脚的方式,保证Ф76钢架与锁脚锚管连接的质量.

2) 钢架基础加固施工工艺.

支护结构的初期沉降取决于钢架基础的稳固程度.在施工过程中分别采用了袋装喷锚料上支垫、直接支垫及喷射混凝土整平后支垫槽钢等形式.经现场效果验证,最后定型为喷射混凝土整平后支垫槽钢形式.

3) 径向注浆施工工艺.

在施工过程中,对局部初期支护开裂及渗水地段采用了径向注浆措施.径向注浆采用YT28手持式凿岩机钻孔,钻孔深度3.0 m,浆液采用1∶1水泥浆.

5 结论

1) 在1号斜井工区开展试验段,试验结果表明,正洞采用HW175型钢、Ф76锁脚锚管、纵向连接型钢、临时仰拱等措施对变形的控制效果明显.平导采用马蹄形断面对变形抑制效果明显.减小上台阶长度,缩短上台阶持续时间,缩短仰拱封闭时间,减少上台阶开挖对围岩的扰动等措施对支护结构变形的控制效果比较明显.

2) 采用Ansys建立支护结构的有限元模型,对试验段支护参数进行核算,计算结果表明,试验段支护参数与原支护参数相比,变形和应力明显减小,证明了试验段支护参数在软弱围岩中的有效性.

3) 结合试验段研究情况及有限元计算结果,提出了软弱围岩隧道围岩及支护结构变形控制的关键方法,如超前地质预报、洞身开挖方式、超前支护、初支及二衬施工、仰拱施工方法等.优化了支护结构参数,提出了支护结构变形控制措施.