随着我国经济的不断发展, 山岭地区公路隧道数量逐渐上升, 而山岭地区地质条件复杂, 地形多变, 如何更好的在山岭地区修建隧道成为现在工程的关键问题。连拱隧道作为一种较新的隧道形式具有利于线形优化和洞外占地面积小的优势能够很好的满足设计要求, 但其结构受力复杂增加了施工难度。而近年来发展的无中导洞的连拱隧道在继承了传统连拱隧道优点的同时, 能够减小隧道施工对围岩的扰动, 简化施工步骤, 缩短工期, 克服了传统连拱隧道存在的一些缺点^[1-3]。

贾英凯等^[4]以陆家湾无中隔墙连拱隧道为例, 通过数值模拟, 分析不同进洞顺序对围岩稳定和结构安全的影响, 并提供了优化方案; 谈识等^[5]通过数值模拟软件研究无中导连拱隧道开挖过程中围岩的水平及竖向位移, 并对衬砌的力学特征及受力机理进行分析; 刘春等^[6]以上长坪隧道中分离式隧道过渡到连拱隧道段为背景, 开创了复合式薄中墙设计施工新工艺, 解决了防漏水及成本控制问题; 何俊等^[7]通过数值模拟, 研究了在不同工况下地层位移以及隧道结构的弯矩分布, 并确定了先行洞与后行洞的选择方案; 陈孝湘等^[8]基于关键块体理论, 对比分析不同开挖与锚喷支护顺序对特大跨度连拱隧道关键块体安全系数的影响, 并对隧道施工工序进行优化; 李龙喜等^[9]针对软弱围岩下连拱隧道探究论证了无中导连拱隧道后行洞的开挖与支护方案; 袁飞等^[10]采用FLAC3D软件, 通过对黄土连拱隧道动态施工过程进行三维数值模拟, 分析黄土连拱隧道施工中开挖面空间效应以及左右两洞的相互影响; 曾维成等^[11]以白龙坡隧道为依托, 对无中导连拱隧道的施工工艺与监测方法进行阐述, 并分析施工过程中的技术难点; 吴梦军等^[12]以某6车道连拱隧道为工程实例, 通过对围岩位移与不同支护时机下二次衬砌内力的现场测试确定二衬的最佳施作时间。上述文献探究了无中导连拱隧道在不同条件下的施工方法以及在施工过程中围岩及隧道的变形与受力特征等。并提出了最有利的施工工法。但针对无中导连拱隧道先行洞超前后行洞距离对隧道结构变形以及隧道周围塑性区等影响的研究较少。

以开达古隧道无中导连拱段为例, 介绍了无中导连拱隧道的相关施工工艺流程。并通过数值模拟计算先行洞在超前后行洞10, 20, 30, 40 m时对围岩位移以及隧道周围塑性区等的影响。通过对比分析得出先行洞超前后行洞的最佳距离为20 ~ 30 m。以便给类似工程提供一定的参考意见。

开达古隧道为连拱-小净距-分离式隧道(左幅K80+055. 00 ~ K83+205. 00、右幅K80+044. 73 ~ K83+ 195. 00), 左幅隧道长3 150 m, 最大埋深570. 97 m, 右幅隧道长3 150. 27 m, 最大埋深563. 24 m。

隧道主洞采用单心圆曲墙式断面, 并设置仰拱, 仰拱采用大半径圆弧坦拱, 仰拱与侧墙间采用小半径圆弧。隧道洞身段支护采用初支与二衬相结合的方式。以格栅钢架、型钢钢架、湿喷混凝土、锚杆等为初期支护, 模注混凝土为二次衬砌。隧道内轮廓几何尺寸按80 km/h的要求拟定, 主洞采用r_l = 5. 50 m的单心圆衬砌断面, 内轮廓净空宽度11. 00 m、净空高度7. 10 m。衬砌断面如图 1所示。

图 1 SB5a型衬砌断面(单位: cm) Fig. 1 Section of SB5a lining (unit: cm)

图选项

隧道区内无地表径流。场区地下水类型为基岩裂隙水, 主要为强风化带裂隙富水, 其补充来源以大气降水为主。

综合地质调绘、钻探及物探资料, 场地岩土构成自上而下为: 粉质黏土, 主要分布在隧道进口端斜坡上, 地基承载力基本容许值200 kPa, 摩阻力标准值50 kPa; 碎石土, 成份以板岩为主, 含少量灰岩, 填充物为粉质黏土, 主要分布在隧道表层, 地基承载力基本容许值450 kPa, 摩阻力标准值160 kPa; 其下为基岩, 以强风化板岩为主, 地基承载力基本容许值500 kPa, 摩阻力标准值160 kPa。隧道位于碎石土地层中。

在开挖时, 后行洞的开挖会对先行洞掌子面的稳定性造成影响, 并且对先行洞初期支护部分也有一定的影响。先行洞掌子面距离二衬的距离不宜过远, 否则二衬不能及时起到支护的作用。

因此在实际施工过程中的难点在于确定先行洞掌子面超前后行洞掌子面的距离。而本研究主要通过数值模拟的方法探究了先行洞掌子面和后行洞掌子面之间的最佳距离。

左洞作为先行洞采用三台阶预留核心土开挖, 将开挖面分上中下3个台阶各个开挖部分与支护沿隧道前进方向平行推进且相互之间错开一定距离。其施工步骤为: (1) 上台阶开挖、拱顶初支、核心土开挖、中台阶开挖。(2) 边墙初支、下台阶开挖。(3) 仰拱初支。(4) 浇注仰拱衬砌混凝土。(5) 浇注拱墙二衬。

右洞作为后行洞开挖方法采用交叉中隔壁法, 将隧道分为4个工作面。其施工顺序为: (1) 右上台阶开挖。(2) 右上台阶初支及中隔墙、右下台阶开挖。(3) 右下台阶初支及中隔墙、左上台阶开挖。(4) 左上台阶初支、左下台阶开挖。(5) 仰拱开挖与支护。(6) 及时整体浇注底部仰拱及混凝土填充。(7) 浇注拱墙二衬。

采用Midas-GTS-NX建立三维实体模型, 对K80+ 125. 00~ K80+175. 00段无中导连拱隧道施工过程进行数值模拟^[13]。模型共设置4个工况, 如表 1所示。

由圣维南原理, 隧道洞室的施工对围岩的扰动范围有限, 通常由于隧道施工导致洞室周围岩体在各个方向上应力重分布的距离为洞室直径的3 ~ 5倍长度内^[14-15]。本次模型所选取的实体范围长85 m, 宽50 m, 高70 m。其中包含3层土: 第1层土为粉质黏土厚20 m; 第2层土为碎石土厚30 m; 第3层土为强风化板岩厚20 m。隧道位于第2层土中, 其埋深为30 m。其中土体部分采用摩尔库伦本构, 初支, 二衬以及锚杆采用弹性本构。土体和二衬采用实体单元, 初支和中隔墙采用板单元, 锚杆采用植入式桁架单元。模型按照靠近开挖处密, 远离开挖处稀疏的原则划分网格, 共划分83 575个单元。底部采用固定约束, 四周约束其法向位移。模型范围及其网格划分如图 2所示。

图 2 计算模型及其尺寸(单位: m) Fig. 2 Calculation model and its dimensions (unit: m)

图选项

围岩与支护结构的参数依据地勘资料, 按对比的方式选取如表 2所示。

计算时可将初支及内支撑中钢拱架按照等效的原则将其弹性模量折算给混凝土, 使之成为一个整体。其计算如式(1) 所示^[16] :

(1)

式中, E为混凝土计算后弹性模量; E₀为原混凝土的弹性模量; S_g为钢拱架的截面积; S_c为混凝土截面积; E_g为钢拱架的弹性模量。

查阅相关资料并结合施工实际发现连拱隧道经常因为隧道变形以及塑性区发展出现破坏^[17-18], 因此选取位移和塑性区来分析不同工况对连拱隧道的影响规律。

截取在不同工况下隧道的竖向位移云图, 如图 3所示。

图 3 工况1~ 4竖向位移云图(单位: mm) Fig. 3 Nephograms of vertical displacement under working conditions 1-4 (unit: mm)

图选项

从图中可以看出其拱顶沉降会向先行洞方向偏移, 这是由于先行洞提前于后行洞开挖, 且开挖范围大于后行洞。其拱顶沉降大于拱底隆起, 并且后行洞仰拱处的隆起量会大于先行洞仰拱处的隆起量。工况1下其拱顶的沉降量会略大于其他工况下拱顶的沉降量。

从表 3中可以看出工况1对应的最大沉降明显大于其他工况, 而其他工况对应的最大沉降量无太大差异。且最大沉降均出现在拱顶位置处与先行洞的超前距离并无太大关系。

为了进一步探究在不同工况下隧道的变形情况, 截取K80+ 125. 00断面, 在其拱顶位置设置5个测点, 用以测量拱顶沉降, 并在先行洞左右拱腰位置处布置两测点, 用以测量拱腰位置处的水平收敛。

拱顶位置处各测点在不同工况下, 随着施工步(即隧道开挖过程, 具体开挖过程见图 3, 以左洞上台阶开挖为第1个施工步) 的变化, 拱顶沉降曲线如图 4所示。

图 4 工况1~ 4不同测点沉降曲线 Fig. 4 Settlement curves of different measuring points under working conditions 1-4

图选项

由图 4可以看出, 随着施工步的不断向前推进, 相应的沉降累计值呈减速递增趋势, 直至最后趋于稳定。由于各测点的位置不同其最后趋于稳定的值也不相同。当先行洞仅超前后行洞10 m时, 各测点的沉降量较超前20, 30, 40 m时均有较大提升。在工况1下各点的最终沉降量分别为28. 9, 44. 9, 32. 9, 43, 28. 5 mm。其中沉降最大的两个值对应的测点分别为先行洞与后行洞拱顶处。而对于先行洞超前后行洞20, 30, 40 m的情况, 其各测点的沉降量变化趋势基本趋于一致。在工况2, 工况3, 工况4下A1点的最终沉降量在24. 4 mm左右; A2点的最终沉降量在37 mm左右; A3点在最终沉降量在22. 2 mm左右; A4点的最终沉降量在34. 5 mm左右; A5点的最终沉降量在23. 3 mm左右。从图中可以看出与工况2, 工况3对比工况4的最终沉降量略大, 这是由于工况4的施工步更多其沉降更为充分。

选取先行洞与后行洞拱顶处测点(A2, A4), 从沉降演变速度来看, 先行洞明显大于后行洞, 即沉降曲线更陡, 这说明与先行洞的台阶法相比, 后行洞采用的CRD法对围岩的扰动更小。但至最后沉降趋于稳定时, 先行洞沉降略微大于后行洞, 但整体较接近。说明在其他条件相同的情况下, 采用不同的开挖方式, 虽然会导致沉降变形发展情况不同, 但最终的累积变形是几乎相等的。两种开挖方法下沉降变形的发展趋势如图 5所示。

图 5 围岩压力发展曲线 Fig. 5 Development curves of surrounding rock pressure

图选项

然而, 这并不意味着不用关注开挖方法的区别, 因为变形发展过程的特性往往是决定结构是否发生破坏的关键。当变形较大时意味着作用在支护结构上的围岩压力较大。如图 5所示, 两种发展形态最终围岩压力相同。在t₁时刻之前, 围岩压力发展形态2大于支护结构强度, 在此阶段更易发生破坏, 至t₂时刻, 两种形态的围岩压力相同。相较于围岩压力发展形态2曲线, 围岩压力发展形态1曲线始终位于支护结构强度曲线之下, 说明其安全性更好。图 5表明了围岩压力发展过程特性对结构安全的影响。因此, 需要针对不同荷载释放特性的围岩设定相适应的施工方法, 并且在保证施工进度和成本的前提下, 在软弱复杂地质区域进行隧道施工应尽量遵循“分步分区、短开挖、早支护”的原则。

截取隧道在不同工况下的水平位移云图, 如图 6所示。

图 6 工况1~ 4水平位移云图(单位: mm) Fig. 6 Nephograms of horizontal displacement under working conditions 1-4 (unit: mm)

图选项

从图中可以看出其水平位移的最大值主要出现在K80+127. 00断面拱腰处, 且随着隧道向前推进其水平位移值在不断减少。随着先行洞超前后行洞的距离不断增加, 其水平位移值不断减小。在水平方向上, 两侧位移最大, 并且越向中间靠近水平位移越小。

由表 4可知其最大水平位移始终在先行洞左侧拱腰位置处不会随工况的改变而改变, 但其最大水平位移的大小会随工况的改变而改变, 工况1对应的最大水平位移明显大于其他工况, 而其他工况对应的最大水平位移无太大差异。

检测在不同工况下测点处的水平位移值随施工步的增加而变化的趋势, 如图 7所示。

图 7 水平位移曲线 Fig. 7 Horizontal displacement curves

图选项

从图 7中可以看出其水平收敛与沉降类似, 先行洞超前10 m时两测点的水平位移值明显大于超前20, 30, 40 m的情况。而超前20, 30, 40 m对测点的水平位移影响并不大。同时从图中可知先行洞超前不同距离开挖对水平位移的影响没有沉降显著。从图中可以看出B1点的收敛具有一定的延时性, 起始速率较小, 随着掌子面的推进稍有增大, 且后行洞的开挖对其水平收敛也有很大影响。B2点由于位于后行洞范围内, 在后行洞二衬施工前B2点所在的位置会被拆除, 因此只能测得B2点被拆除之前的位移。由于在不同工况下后行洞开始施工的施工步不同, 因此其被拆除的施工步也会不同。从图中可以看出, 开始B2点的位移并不显著, 并且其变化量也很小, 但随后其位移快速增大。且在不同工况下其开始快速增长的节点也不相同。这是由于后行洞的开挖所造成的, 位移拐点所在的施工步即为后行洞开始开挖的施工步。由于后行洞二衬的修建, B2点的水平还在增长中就被拆除了, 故不能得到最后变形稳定后的位移值。

根据数值模拟结果得到在不同工况下围岩以及隧道断面的塑性区分布, 隧道断面在不同工况下的塑性区分布云图如图 8所示。

图 8 工况1~ 4塑性区分布 Fig. 8 Distributions of plastic zone under working conditions 1-4

图选项

图中塑性承载区表示岩土体虽产生塑性变形, 但岩土体强度并未降低; 塑性松动区表示岩土体产生塑性变形的同时强度也随之降低; 塑性破坏区表示岩土体处于张拉破坏状态^[19]。

从云图中可以看出, 在所有工况下, 沿隧道里程方向, 除隧道轮廓线附近, 其余围岩部分全部处于弹性受力状态, 而隧道轮廓线附近一部分结构处于塑性松动状态, 其中塑性松动状态主要集中在拱顶和拱底位置处, 在两侧拱腰处略有分布。说明隧道开挖后对周边围岩影响很大, 此时隧道拱顶及拱底区域容易发生破坏。并且在塑性松动区域中零星分布着一些塑性承载区, 且塑性承载区主要集中在后行洞右侧拱脚位置处。因此在隧道施工过程中要注意对后行洞右侧拱脚处的结构进行加强处理。对比不同工况下塑性区的发展可以看出, 相较于先行洞超前后行洞10 m的情况, 先行洞超前后行洞20, 30, 40 m时其两侧拱腰位置处的塑性松动区略有减少且后行洞右侧拱脚位置处的塑性承载区有一定的增加。但是工况2、工况3、工况4之间的塑性区并没有明显的变化。说明当先行洞超前后行洞开挖20 m之后, 对其塑性区的改变并不明显。虽然隧道的开挖会导致塑性区的产生, 但隧道整体仍处于稳定状态。

根据数值模拟结果以及工期要求, 最终确定先行洞超前后行洞距离为20 m。为保证隧道的围岩变形不超出预警值, 对隧道拱顶下沉进行监测^[20]。隧道拱顶下沉监测采用水准仪。开达古隧道选取断面K80+ 150作为沉降监测断面。其监测数据如图 9所示。

图 9 拱顶下沉时程曲线 Fig. 9 Time history curves of arch crown settlement

图选项

现场监测结果反映了结构的变形具有一定的阶段性, 在施工扰动较大时, 结构会发生较快的变形, 随着时间的增加, 以及工作面的推进, 完成荷载的释放, 此后以徐变为主, 拱顶沉降曲线呈减速增加趋势。其中A2与A4点的沉降最大约为40 mm, 这是由于两测点位于拱顶位置处。其余测点的沉降较小约为25 mm。当先行洞与后行洞开挖后, 相应测点的沉降快速增加, 随后监测断面初支闭合成环, 相应测点的沉降速率减缓。后行洞的开挖会使得先行洞的沉降速率增加, 但当后行洞初支闭合后, 其沉降速率逐渐减小。同时由于后行洞与先行洞交叉位置处原先行洞初支的拆除, 导致A3测点的沉降会出现快速增加。图 9中实测结果略大于模拟结果, 这是由于模拟时做了适当简化造成的, 但各测点的沉降变形整体趋势与数值模拟结果类似, 说明模拟结果是可信的。

考虑隧道结构的位移以及塑性区的分布对无中导连拱隧道先行洞超前后行洞的距离进行比选, 其结果如下:

(1) 无中导连拱隧道作为一种新型的隧道施工方法, 把连拱隧道当作两个独立的单洞进行开挖。比较左右两洞的变形特征可以看出, 后行洞的沉降稍微小于先行洞。因此需要注意后行洞开挖时对先行洞已有结构的影响, 这就需要加强先行洞已有结构的强度和刚度, 同时对后行洞的开挖需要采取严格的管控措施, 以保证先行洞的稳定性。

(2) 当先行洞超前距离超过后行洞20 m时, 无论是隧道结构的位移还是塑性区的变化均较小, 此时再增加隧道先行洞的超前距离对保证隧道施工过程中的安全稳定性已不再明显。因此在实际施工过程中为了同时兼顾隧道施工过程中的安全性与工期的安排, 可将先行洞超前后行洞的距离设置为20 ~ 30 m。

(3) 在各个工况下无中导连拱隧道的塑性承载区主要集中在后行洞右侧拱脚位置处, 因此在施工过程中应注意对该处进行加固处理。

(4) 通过观察拱顶沉降时程曲线可以看出, 当初支闭合成环后, 其沉降速率会明显减小, 因此在实际施工过程中应尽早将初支闭合。