浅埋超大断面暗挖隧道施工方法及支护力学特征.pdf

第卷第期 中南大学学报 自然科学版 469 Vol.46No.9 2015 年 9 月 Journal of Central South University Science and Technology Sep. 2015 DOI 10.11817/j.issn.1672-7207.2015.09.031 浅埋超大断面暗挖隧道施工方法及支护力学特征 李讯 1，何川1，耿萍1，丁建隆2 1. 西南交通大学 交通隧道工程教育部重点实验室，四川 成都，610031； 2. 广州市地下铁道总公司，广东 广州，510030 摘要通过数值模拟和现场监控相结合的方式，研究地铁区间过渡段浅埋超大断面隧道的破坏形态、开挖工法、 施工参数及支护体系力学特性。研究结果表明应以中风化和微风化岩层的交界处产生向两侧以泰沙基破裂角扩 展的破裂面作为荷载设计的依据；不同开挖工序的地表沉降有较大区别，拱部中导洞最后施工对控制地表下沉最 有利；管棚直径对地表沉降影响不大，减少管棚环向间距对控制地表沉降更为有效；临时横撑是施工期重要的支 护结构，1 次拆除长度不宜超过 6 m。 关键词大断面隧道；开挖工法；力学特性；破坏形态 中图分类号TU943 文献标志码A 文章编号1672−7207201509−3385−11 Construction schemes and supports mechanical characteristics of shallow embedded large-section tunnel LI Xun1, HE Chuan1, GENG Ping1, DING Jianlong2 1. Key Laboratory of Transportation Tunnel Engineering, Ministry of Education, Southwest Jiaotong University, Chengdu 610031, China; 2. Guangzhou Metro Corporation, Guangzhou 510030, China Abstract By numerical simulation and on-site monitoring, the failure mode, excavation schemes, excavation parameters and mechanical characteristics of supporting system of shallow large-section tunnel for the subway transition section were studied. The result shows that fracture plane arises from the junction of medium-weathered rock and weakly-weathered rock and expands with Terzaghi sliding angle, which are used as the basis for the load design. Different excavation sequences make considerable differences of surface subsidence, and the most favorable sequence to restrict the subsidence is to excavate the arch pilot that is close to important structures firstly and middle pilot finally. The size of the diameter of the pipe roof has little effect on surface subsidence, and reducing pipe roof ring spacing is more effective for controlling surface subsidence. Temporary transverse support is an important structure during construction period, and the one-time dismantled length is advised not to exceed 6 m. Key words large-section tunnel; excavation schemes; mechanics characteristic; failure mode 随着我国社会经济的快速发展，人流、车流急剧 增大，使得城市交通拥堵状况日益尖锐和突出，地面 交通已无法满足城市发展的交通需求，充分开发利用 地下空间成为城市发展的客观需要，地铁建设呈现出 收稿日期2014−12−11；修回日期2015−02−12 基金项目Foundation item国家重点基础研究发展规划973 计划项目2011CB013605-5；国家自然科学基金资助项目U1134208，51378433 Project2011CB013605-5 supported by the National Basic Research Development Program 973 Program of China; ProjectsU1134208, 51378433 supported by the National Natural Science Foundation of China 通信作者耿萍，教授，从事隧道施工力学与抗震研究；E-mail gengp 中南大学学报自然科学版 第 46 卷 3386 蓬勃发展的态势。地铁线路按其在运营中的作用，有 正线、辅助线之分，辅助线包括折返线、渡线、联络 线、存车线等，随着地铁路网的发展，线路日益复杂， 形成单洞多线的大断面隧道情况越来越多[1−3]。 受城市 环境的制约， 地铁施工在很多情况下只能采取暗挖法， 一方面，由于跨度增大引起开挖断面积大幅度增加， 工程造价会大幅度上升，经济性方面要求尽量以低扁 平率来降低造价；另一方面，在低扁平率而绝对跨度 却很大的情况下修建这类隧道，对修建技术会造成更 大困难[4−7]。 目前， 大断面大跨度隧道方面的研究多是 针对公路隧道[8−11]，与城市环境条件下施工的地铁隧 道相比， 对地表变形要求不太严格， 而且一般埋深大， 围岩条件好，其施工方法和支护参数与浅埋地铁隧道 有较大区别。本文作者以广州地铁 2 号线超大断面隧 道为对象，对隧道破坏形态、开挖工法、支护参数以 及施工参数等方面进行研究。 研究成果可为类似条件下 的大断面地铁隧道设计和施工提供一定的经验和参考。 1 工程概况 图 1 所示为公园前站至纪念堂站区间隧道平面示 意图。从图 1 可见广州地铁 2 号线公园前站−纪念 堂站区间隧道工程，因公园前站是地铁 1 号和 2 号线 的换乘站， 出站后线路复杂，在右线隧道 YCK14095 处开始出现渡线，在左线隧道 ZCK14210 处与左线 存车线相交， 因此在 YCK14180YCK14202 处形成 左线、右线、存车线、渡线 4 线并存的大跨度隧道。 该处大断面隧道设计埋深 15.8 m， 开挖跨度为 21.6 m， 开挖高度 14.2 m，开挖断面面积为 253.7 m2。按照国 际隧道协会制定的 “隧道断面划分标准” ， 隧道净空面 积大于 100 m2的隧道即为超大断面隧道。 本区间隧道位于广州市中心地带，隧道所处的地 面环境复杂，隧道西侧多为四、五十年代修建的 24 层民宅，结构安全度较低，东侧市政府机关和新华社 广东分社建筑物离隧道较近，附近的广纺联等危房需 采取适当的措施进行保护，施工过程中对地表变形及 对周围环境的影响应严格控制。大跨度隧道的施工是 该区间隧道施工的难度和重点，在实际施工中是否选 择合理的施工方法及施工参数直接影响到工程的成败。 地质剖面如图 2 所示，区间隧道范围上覆第四系 土层，其下为白垩系上统三水组康乐段K2S1红层， 岩性为泥质粉砂岩，含砾砂岩夹粗砂岩及砂砾岩，岩 性变化较大，岩层平缓，地质构造简单，区间隧道穿 越的岩层和土层，主要为全风化带、强风化带、中等 风化带和微风化带，属于ⅡⅤ级围岩。区间第四系 覆盖层中存在孔隙水，基岩中存在裂隙水，但富水性 和透水性均很差。 图 1 公园前站至纪念堂站区间隧道平面示意图 Fig. 1 Schematic plan of tunnel from Gongyuanqian Station to Sun Yat-sen Memorial Hall Station 单位m 图 2 地质剖面图 Fig. 2 Geological profile 2 计算模型的建立 2.1 围岩和支护材料参数的确定 为保证数值模拟能够最大限度的反映现场的实际 情况，选取里程 YTK14180 附近的地质断面作为大 跨度隧道的研究断面。此段的地质断面比较典型，土 层、全风化、强风化、中风化、微风化层分层明显， 围岩物理力学参数也最为不利。数值计算中围岩选用 实体单元进行模拟，本构模型采用摩尔−库伦弹塑模 第 9 期 李讯，等浅埋超大断面暗挖隧道施工方法及支护力学特征 3387 型，物理力学性质指标由工程地质勘察报告提供，并 参考相关规范[12]。衬砌选用与围岩相同的实体单元， 采用弹性模型，力学参数根据规范值确定。超前支护 中的长管棚在二维分析中通过提高围岩力学参数，三 维计算中采用桩单元仅考虑法向弹簧刚度 Kn200 MPa/m，不考虑单元与土的摩擦作用模拟，以实现管 棚与土体的相对变形。初期支护的钢架采用梁单元模 拟，钢筋网作为安全储备，在模拟计算中未考虑。区 间隧道位于软弱围岩，锚杆为全长黏结式，其主要作 用为稳定初期支护钢架，约束侧向变形，因此采用结 构锚杆单元来模拟。根据上述原则，确定围岩和支护 材料物理力学参数如表 1 所示。 表 1 围岩及衬砌物理力学参数 Table 1 Physical and mechanical parameters of rock and lining 材料类型 E/MPa μ C/kPa Φ/ γ/kNm−3 粉质黏土 3.79 0.38 18.1 12.4 18 全风化岩层 6.7 0.36 26.0 20 20 强风化岩层 1 500 0.34 120 22 23 中风化岩层 4 500 0.3 176 27 25 微风化岩层 14 000 0.27 1 500 40 25 加固区围岩 2 000 0.34 150 25 25 初衬 28 000 0.3 22 二衬 29 500 0.25 23 注E 为弹性模量；μ 为泊松比；C 为黏聚力；Φ 为内摩擦 角；γ 为重度。 2.2 计算工况 大断面隧道常常采用双侧壁导坑法施工，针对该 隧道高度较大的特点，拱部和侧洞采用三导坑，并拟 定 3 种分步开挖方法，各工法的区别在于开挖导洞的 顺序不同，具体开挖步骤如图 3 所示，图 3 中数字表 示开挖步序。数值计算中主要考虑对隧道破坏形态、 开挖工法、支护参数、施工参数等方面进行研究。开 挖工法采用二维计算，其他采用三维计算。 a 工法 1；b 工法 2；c 工法 3 图 3 双侧壁导坑开挖步骤 Fig. 3 Excavation schemes of double-side-drift 2.3 计算范围和边界条件 计算模型取隧道轴线方向为 Y 轴，水平面内垂直 隧道轴线方向为 X 轴，铅直向上为 Z 轴。建模时水平 方向分别在边墙边缘之外延伸 70 m， 再加上隧道本身 的跨度，则宽度方向计算范围取为 160 m，深度方向 向上取至地表，向下取至离拱底 34 m，隧道纵向方向 取 22 m。边界条件为位移约束，其中上部边界为自由 边界，左右边界固定 X 方向的位移，下部边界固定 Z 方向位移，纵向方向固定 Y 方向位移。数值计算模型 如图 4 所示。 a 整体模型；b 模型细部；c 钢架和管棚；d 锚杆单元 图 4 数值模拟模型 Fig. 4 Numerical simulation model 中南大学学报自然科学版 第 46 卷 3 388 3 数值计算结果与分析 3.1 破坏形态 城市地铁隧道一般按荷载结构模型设计。确定上 覆土荷载的大小是合理设计的前提。虽然浅埋隧道荷 载的计算方法较多，但不同的计算公式得出的破裂角 不同，而 GB 501572003“地铁设计规范” [12]对选用 何种公式并没有明确规定，这给设计带来困难。该隧 道断面很大，所处工程地质环境复杂，隧道的破坏形 态、破裂面产生的位置、破裂角的大小都需要进一步 研究，以探求采用不同理论公式进行设计的适应性。 对无支护条件下，全断面开挖进行模拟计算。隧 道破坏形态如图 5 所示。 图 5 隧道破坏形态 Fig. 5 Failure mode of tunnel 无支护时隧道无法自稳，在拱顶出现大规模的坍 方，发生冒顶现象。两侧土体向洞内塌落，地面出现 沉陷，范围大致为 3 倍洞径。围岩破坏区发生在中风 化层及其以上地层，边墙中部至拱底未发生破坏。将 围岩破坏与未破坏的交界线同隧道侧壁的交点作为破 裂面的开始点，与地表最远处出现破坏区连接作为破 裂面，破裂面与水平线的夹角为破裂角，记为 β。此 值越小， 说明破裂范围越大。 按照 TB 100032005 “铁 路隧道设计规范”[13]解与泰沙基理论破裂角计算结果 如表 2 所示。从表 2 可见数值模拟计算破裂角与泰 沙基理论破裂角吻合程度较好，两者仅相差 1.5。因 此可以这样来描述破裂面从中风化层与微风化层的 交界处产生而不是从拱底开始向两侧以泰沙基理论 破裂角扩展，可以以此作为设计参考。 表 2 破裂角计算值 Table 2 Calculated value of rupture angle 破裂角 数值计算解 规范解 泰沙基理论解 β/ 57.0 74.5 58.5 3.2 不同工法的影响 3.2.1 地表沉降 地表沉降值是城市地铁施工中最重要的因素，一 般需控制在 30 mm 以下。 计算中对双侧壁导坑的 3 种 开挖方式进行模拟，不同开挖顺序引起的最终地表沉 降曲线如图 6 所示。从图 6 可以看出地表沉降按从 小到大的顺序为工法 1、 工法 2 和工法 3。 造成沉降差 异的主要原因是拱部中导洞的开挖时机不同，工法 1 开挖拱部中导洞较晚，这部分土体在开挖拱部左右导 洞时起到了支撑拱部的作用，限制了土体的位移，因 此地表沉降最小。 1工法 1；2工法 2；3工法 3 图 6 不同工法的地表沉降 Fig. 6 Surface subsidence under different schemes 隧道开挖工程中，不同的开挖步骤引起的地表沉 降不同，在施工时应对最不利的开挖步重点监控。图 7 所示为工法 2 各开挖步的地表沉降。 从图 7 可以看出随着开挖的进行，地表最大位 开挖步11；22；33；44；55；66； 77；88；99；1010 图 7 工法 2 各施工步地表沉降 Fig. 7 Surface subsidence of excavation steps under scheme 2 第 9 期 李讯，等浅埋超大断面暗挖隧道施工方法及支护力学特征 3389 移从拱顶左侧逐渐移动到拱顶上方。两侧壁开挖对地 表沉降影响较小，开挖完成后地表沉降不到 1 mm。 拱部开始施工后，沉降迅速增大，其中最不利工况出 现在拱部右导坑开挖， 沉降从6.7 mm增加到16.5 mm， 此开挖步引起的沉降占整个沉降量的 54。这是因为 拱部左导坑和中导坑的开挖后，在拱部已形成较大临 空面，对后续施工扰动非常敏感，拱部右导坑开挖使 拱部失去下部覆土的最后支撑而在该步产生最大沉降 量。 3.2.2 拱顶位移 图 8 所示为不同工法在施工过程中的拱顶下沉的 动态变化。从图 8 可以看出侧壁导坑的施工对拱顶 下沉的影响并不大，即使如工法 3，在左右侧壁同时 开挖后也仅造成了 1 mm 的下沉量，这是因为隧道跨 度大，侧壁导坑距拱顶较远减小了影响，同时超前管 棚等加固措施起到了良好的控制地层位移的作用。拱 部导洞的开挖顺序不同造成了拱顶下沉量的差异工 法 1 最后施工中导洞，这部分土体在左右两侧导洞开 挖的过程中支撑了拱顶，对控制拱顶下沉最有利，下 沉量最小；工法 2 先开挖中导洞，过早的暴露了拱顶 临空面，因此拱顶下沉出现了较大增加；而工法 3 先 开挖拱顶中导洞，然后同时开挖左右导洞，拱顶下沉 值最大且发生了突变，最为不利。 1工法 1；2工法 2；3工法 3 图 8 不同工法的拱顶下沉 Fig. 8 Vault crown settlement under different schemes 3.2.3 水平位移 3 种工法最终水平收敛如图 9 所示。水平收敛值 很小，边墙处围岩向着隧道外移动。这一结果与文献 [14]以及文献[15]中观察到的现象一致。 这说明浅埋低 扁平率大跨隧道的围岩位移模式与一般隧道存在较大 区别，这主要是因为浅埋大跨隧道拱顶处竖向松动荷 载较大， 上部围岩向下挤压推动下部围岩向两侧移动， 同时隧道横撑和初衬组成的支护体系不仅限制了围岩 向内侧的位移，也在拱顶松动荷载作用下发生变形挤 向隧道两侧土体。这样使隧道拱顶承受主动土压力， 而边墙承受被动土压力。 a 工法 1；b 工法 2；c 工法 3 图 9 不同工法的水平收敛 Fig. 9 Horizontal convergence under different schemes 3.2.4 围岩塑性区 讨论施工对隧道围岩稳定性问题时，考虑隧道开 挖后围岩塑性区分布情况是必不可少的。 图 10 所示为 3 种工法开挖后围岩塑性区的分布情况。可见塑性区 全部出现在微风化以上地层，工法 1 与工法 2 相比， 拱顶中导洞上方未出现塑性区，再次证明了较晚暴露 拱顶中导洞临空面，充分利用下方土柱的支撑能力， 使其在拱顶初衬封闭成环前最后一步开挖有利于围岩 稳定。工法 3 最为不利，拱顶左右导洞同时开挖将导 致塑性区向地表扩展。 3.3 施工方法拟定 从开挖方法对围岩稳定性的影响分析可知3 种 工法均能将地表沉降控制在 30 mm 以内， 其中采用工 法 1 从控制地表沉降的角度是最佳方案，工法 3 最为 不利；两侧壁导坑同时开挖对地表沉降影响不大，对 围岩稳定影响的区别主要是在拱顶的开挖顺序上。在 实际施工中，受机械设备和工期要求的限制，很难实 中南大学学报自然科学版 第 46 卷 3390 a 工法 1；b 工法 2；c 工法 3 图 10 不同工法的塑性区分布 Fig. 10 Plastic zone under different schemes 现先开挖拱部左右导洞，再开挖中间的工法。因此， 考虑 3 种工法的优劣，结合现场实际条件，拟定施工 方法如图 11 所示，图 11 中数字表示开挖步序。两侧 壁导坑开挖采用工法 3 的方式，以加快施工进度；在 两侧壁导洞施工完后，再施工拱部，拱顶土体采用工 法 2，左右导洞错开 4 m 距离开挖；中间核心土较高， 采用台阶法开挖。 3.4 管棚间距的影响 在浅埋软弱围岩隧道的施工中，采用管棚支护作 图 11 拟定的施工工法 Fig. 11 Optimal scheme proposed 为超前支护一直是加固围岩，控制地表沉降的主要措 施。管棚直径取 108 mm，环向间距取 20，30，40， 50 和 60 cm 按拟定的施工步骤进行三维计算，管棚端 部支承在做好二次衬砌的隧道顶面上，计算时采取固 结处理，约束其 X，Y 和 Z 这 3 个方向的位移自由度 和转动自由度。 拱顶位置外层管棚沿隧道纵向方向的竖向位移如 图 12 所示。 管棚位移从端部逐渐增大到最大值后趋于 稳定，随管棚间距的增大，最大值出现的位置向管棚 前端移动并逐渐增大，当间距为 50 cm 时，管棚位移 已接近 30 mm，从控制管棚挠度的角度，较为不利。 图 13 所示为不同管棚间距的地表沉降。 从图 13 可见 随着管棚间距的变大，地表最大沉降值出现非线性增 大， 而且增大的速率有变快的趋势。 管棚间距从 20 cm 增大到 60 cm，地表沉降增加了 6 mm 左右，达到 22 mm，增幅约 38。 间距/cm120；230；340；450；560 图 12 不同管棚间距纵向位移 Fig. 12 Longitudinal displacements in different spacings of pipe roof 图 13 不同管棚间距的地表沉降 Fig. 13 Surface subsidence in different spacings of pipe roof 第 9 期 李讯，等浅埋超大断面暗挖隧道施工方法及支护力学特征 3391 隧道中间断面钢架的位移和内力随管棚间距的变 化分别如表 3 和表 4 所示。从表 3 和表 4 可见1 钢 架拱顶处的位移最大，边墙处向外凸出，拱底位移最 小；随管棚间距变大，位移增幅加大，钢架拱顶位移 受管棚间距影响尤为明显。 2 钢架拱顶和边墙整体受 力较大， 底部受力较小， 这是因为拱底钢架安装较晚， 施工时其他部位钢架变形已基本到位，未能形成共同 受力的体系。3 随着管棚间距的变大，钢支撑各部位 内力均出现增大，管棚 60 cm 间距时，钢架边墙外侧 最大应力值为 191.3 MPa，达到钢筋设计强度的 89。 表 3 钢架位移 Table 3 Displacements of steel frames 间距/cm 位移/mm 拱部 边墙 仰拱 20 29.26 −3.89 4.23 30 30.97 −4.25 4.29 40 33.41 −4.74 4.48 50 36.00 −5.25 4.54 60 39.63 −5.82 4.61 注 “−”表示位移指向隧道外。 表 4 钢架内力 Table 4 Internal forces of the steel frames 间距/ cm 拱部 边墙 仰拱 弯矩/ kNm 轴力/ kN 弯矩/ kNm 轴力/ kN 弯矩/ kNm 轴力/ kN 20 1.37 217.6 −1.90445.3 0.41 29.3 30 1.94 230.0 −2.39456.2 0.44 31.0 40 2.32 265.2 −2.85479.4 0.48 32.1 50 2.66 314.7 −3.34501.2 0.59 33.4 60 3.53 380.9 −3.93524.8 0.66 34.6 注弯矩内侧受拉为正；轴力受压为正。 综合以上管棚间距对管棚位移、地表沉降以及钢 架内力的分析，考虑到管棚施工本身会产生一定的地 表沉降，以及施工中可能出现的不确定因素，拟定管 棚间距为 30 cm。 3.5 管棚直径的影响 为探讨管棚直径对地表沉降的影响，按管棚间距 30 cm，直径取 79，108，159 和 300 mm 进行模拟计 算， 不同直径情况下地表最大位移如图 14 所示。 从图 14 可以看出管棚直径增大有助于减小地表沉降量， 但减小量不大，最大与最小值仅相差不到 1 mm。因 此， 对 22 m 的长管棚而言， 单纯依靠增大管棚直径来 控制地表的沉降量作用不大，直径取 108 mm 即可。 图 14 不同管棚直径的地表沉降 Fig. 14 Surface subsidence under different pipe roof diameters 3.6 横撑拆除的影响 隧道二衬混凝土施工的原则是先墙后拱，最后施 作仰拱。为了加快拱部二衬施工，缩短拱部临空面出 现时间，拱部中导洞开挖 4 m 距离后立即拆除横撑施 工边墙二衬。拆模后，横撑重新恢复支撑到 2 次衬砌 混凝土上。为研究横撑拆除的影响，分析横撑纵向 1 次拆除 3，6，12 和 22 m 引起的地面沉降、隧道周边 位移和相临未拆除段横撑受力，发现横撑拆除对地面 沉降的影响甚微，但对洞周位移和相邻横撑有一定影 响。 表 5 所示为各拆除长度下洞周位移。 图 15 所示为 节点位置编号示意图。从表 5 可见横撑拆除长度对 拱顶下沉影响较小，不同的拆除长度下拱顶下沉变化 不大。边墙中部对横撑拆除最为敏感，从向外凸出变 表 5 横撑拆除时的洞周位移 Table 5 Displacements of tunnel inner perimeter when transverse bracing demolished 位置 编号 横撑拆除 前/mm 横撑拆除后/mm 3 m 6 m 12 m 22 m 1 5.7 5.9 6.1 6.4 6.5 2 −0.8 −0.4 −0.1 0.5 1.1 3 2.2 2.5 2.8 3.3 3.9 4 −0.6 −0.5 −0.4 −0.1 0.8 5 0.4 0.6 0.7 1.1 1.7 6 −0.4 −0.3 −0.2 0.1 0.5 7 0.1 0.1 0.1 0.2 0.3 注向导洞内移动为正。 中南大学学报自然科学版 第 46 卷 3392 图 15 节点位置编号示意图 Fig. 15 Node position number schematic 为向洞内移动。位移绝对值虽然不大，但变化幅度较 大，1 次拆除 22 m 时，增幅达 200左右。因此，在 拆除时仍需加强对相关隧道段的监测。 图 16 所示为不同拆除长度下相临未拆除段横撑 最大压应力情况。 从图 16 可知 临时横撑的拆除打破 了结构系统原有的平衡，未拆除段横撑应力出现明显 增大，拆除长度对横撑受力影响显著。这说明对大跨 度隧道来说，临时横撑是施工期重要的支护结构，必 须郑重考虑拆除方式，建议 1 次拆除长度定为 6 m， 间隔分段进行，以免导致安全事故。 图 16 未拆段横撑压应力 Fig. 16 Uncleared section transverse bracing stress 3.7 地表沉降 按照图 11 中拟定的施工工法， 模拟计算得出的隧 道中间目标断面地面沉降如图 17 所示， 沉降最大值为 18.7 mm。对比图 6 中的 3 种工法的沉降曲线可以看 出本工法的沉降最大值小于工法 3 的沉降最大值， 大于工法 1 的沉降最大值，与工法 2 的沉降最大值接 近。本文工法采取两侧壁导坑同时开挖的方式，在将 隧道沉降控制在规范允许范围30 mm的同时加快了 图 17 拟定工法的地表沉降 Fig. 17 Surface subsidence under optimal scheme 施工进度，为最优工法。 3.8 衬砌受力分析 施工完成后，衬砌的第 1 和第 3 主应力压为负， 拉为正分布如图 18 和图 19 所示。 由图 18 和图 19 可 见1 从整体上看，初衬应力小于混凝土强度，处于 正常受力范围内。较大压应力出现在拱顶外侧和边墙 内侧，为 4 MPa 左右；初衬与临时横撑连接处存在应 力集中，拉压应力均最大，由于喷混凝土早期强度较 低，因此此处施工时应特别注意。2 二衬具有较高的 安全储备。 除了少数位置有9 MPa左右的应力集中外， 其余区域压应力小于 6 MPa，较大应力出现在边墙附 近； 拱顶和仰拱内侧出现的较大拉应力为1 MPa左右， 亦不构成强度问题。 a 第 1 主应力；b 第 3 主应力 图 18 初衬应力 Fig. 18 Preliminary lining stress 第 9 期 李讯，等浅埋超大断面暗挖隧道施工方法及支护力学特征 3393 a 第 1 主应力；b 第 3 主应力 图 19 二衬应力 Fig. 19 Secondary lining stress 4 现场试验 本隧道采用模拟计算得出的施工工法、支护及施 工参数进行了施工，为验证计算分析的合理性，同时 掌握隧道结构的受力状态和对周围环境影响信息，在 施工过程中进行了现场试验[16]。现场试验的监测项目 以位移监测为主，同时辅以应力监测，各种监测数据 相互验证，确保监测结果的可靠性。 4.1 地表沉降 沿隧道轴线布置 1 地表沉降观测断面， 共 13 个测 点，测点布置如图 20 所示。 单位m 图 20 地表测点布置图 Fig. 20 Sensor placement of surface subsidence 隧道开挖前未影响到该处地表沉降时，即要布置 该处的观测点，测得测点初始值。与初始值的差值， 即为累积沉降值。隧道施工完成后，引起的最终地表 沉降如图 21 所示。从图 21 可以看出地表主要沉降 范围为 45 m 左右， 与数值计算的沉降范围一致。 拱部 导洞先开挖侧上方地表位移较后挖侧大，因此今后类 似大跨度隧道施工时，宜后开挖靠近重要建筑物 1 侧 的拱部导洞。最大沉降值位于拱顶上方地表，为 19.2 mm，控制在允许范围小于 30 mm内。与计算结 果18.7 mm相比，最大沉降值稍大，这是数值计算对 实际岩土体复杂的力学与变形特性、本构关系的简化 引起的。 图 21 实测地表沉降曲线图 Fig. 21 Curve of measured surface subsidence 4.2 周边收敛和拱顶下沉 隧道开挖后，围岩的位移是围岩和支护形态变化 最直接、最明显的反映，净空的变化收缩和扩张是 围岩变化最明显的体现。通过周边收敛和拱顶下沉监 测，反馈围岩变化信息，及时指导施工[17]。净空收敛 量测采用 WRM−3 型收敛计，监测断面按与对应地表 监测断面重合，每 1 个监测断面按 5 测点 4 测线方式 布设，测点布置图如图 22 所示，图 22 中数字表示开 挖步序。 净空收敛监测至边墙二衬施设前停止，收敛实测 值如表 6 所示。 图 22 位移及土压力测点布置图 Fig. 22 Sensor placement of displacements and soil pressure 中南大学学报自然科学版 第 46 卷 3394 表 6 周边收敛值 Table 6 Tunnel inner perimeter convergence value 测线位置 净空收敛值/mm 2−3 2−4 3−4 5−6 左侧导 3.7 2.1 1.3 −0.3 右侧导 1.7 1.5 2.7 −0.4 对比表 6 所示的收敛实测值与表 5 所示的洞周位 移计算值可以看出实测值与计算值分布规律基本一 致，数量级相当。侧壁导坑净空收敛值均较小，这说 明双侧壁导坑法施工大断面隧道能有效控制围岩变 形，防止隧道位移过大而失稳。因此，结果表明施工 方案合理，隧道施工安全。 图 23 所示为实测拱顶沉降图。从图 23 可见拱 顶下沉在开挖70 d后趋于稳定， 稳定值为11 mm左右。 拱顶下沉监控值与数值计算结果差异较大，甚至小于 地表沉降值。造成这一差异的原因是它们的测点初值 不同，拱顶下沉监控是从监测断面拱顶开挖后才开始 进行的，这时围岩已发生一定位移，监控值小于实际 发生值。而地表沉降从隧道开挖前未影响到该处地表 时即布置沉降观测点进监控，所以和数值计算值吻合 较好。因此，施工时应参考其他监控结果进行综合分 析，以免发生误判而酿成事故。 图 23 实测拱顶沉降图 Fig. 23 Measured vault crown settlement 4.3 土压力 作用在衬砌结构上的地层压力，是以荷载结构法 设计衬砌结构的主要依据。由于地层压力的计算方法 问题较多，实测地层压力在一些工程中受到了重视。 围岩压力和衬砌结构的内力是判断洞室结构物工作安 全度的主要依据，现场量测的结果和分析也引起人们 的关注。本次土压力量测采用在支护结构背后埋设压 力盒的方法，压力盒布置见图 22，地层土压力如表 7 所示。 表 7 地层土压力 Table 7 Measured soil pressure kPa 测点编号010011012 021 022 031032 实测土压力896457 14 20 6443 计算土压力978279 21 22 7667 从表 7 可以看出土压力普遍较小，拱顶土压力 约为 4 m 土柱，不到全部覆土厚度的 1/3，这说明该 施工方法在控制了地表沉降的同时有效的利用了围岩 的自稳能力，结构具有充分的安全程度，与数值计算 中二衬的受力特性吻合。比较数值计算土压力与实测 土压力可知两者在具体数值上有一定差异，但两者 分布规律一致，均为拱部和拱脚附近土压力较大，两 侧边墙附近较小， 这进一步说明了数值计算的正确性。 5 结论 1 破裂角宜采用泰沙基理论解， 以中风化层和微 风化层的交界处产生向两侧以泰沙基破裂角扩展的破 裂面作为荷载设计的依据。 2 不同的开挖工序下地表沉降有较大区别， 最后 施工拱顶中导洞对控制拱顶下沉最有利；侧壁导坑的 施工对沉降影响较小。 3 低扁平率大跨隧道的围岩位移模式与一般隧 道存在较大区别， 施工完成后边墙处围岩指向隧道外； 隧道拱顶处承受主动土压力，两侧边墙处承受被动土 压力。 4 管棚采用间距为 30 cm，直径为 108 mm 比较 合理，管棚直径对地表沉降影响不大，减少管棚环向 间距对控制地表沉降更为有效；临时横撑是施工期重 要的支护结构，必须郑重考虑拆除方式，建议 1 次拆 除长度定为 6 m， 横撑与衬砌连接部位存在应力集中， 在施工时予以重点关注。 参考文献 [1] 母元林. 大跨度软岩隧道快速施工技术[J]. 现代隧道技术, 2011,