陶 琦

(中鐵十九局集團(tuán)第六工程有限公司, 江蘇 無錫 214028)

0 引言

軟巖是指在特定地質(zhì)環(huán)境條件下能夠產(chǎn)生顯著的可塑性變形的軟弱巖體力學(xué)介質(zhì)[1-2]。對(duì)于穿越深部高地應(yīng)力軟弱地層的隧道,由于深部巖體突出的“高溫、高地應(yīng)力與高滲透壓”地質(zhì)特征,隧道施工過程中軟巖大變形頻發(fā),加劇了隧道開挖與支護(hù)難度,是隧道工程中亟需解決的關(guān)鍵問題[3-4]。明確深部軟巖隧道圍巖壓力演化機(jī)制,制定有效的軟巖大變形關(guān)鍵控制技術(shù),對(duì)于隧道穩(wěn)定與安全建設(shè)具有重大意義。

目前,已有眾多國(guó)內(nèi)外學(xué)者對(duì)此展開了研究并取得了一定有益成果。在軟巖大變形產(chǎn)生機(jī)制研究方面,劉志春等[5]基于隧道大變形實(shí)測(cè)數(shù)據(jù)指出,高地應(yīng)力作用下圍巖對(duì)支護(hù)結(jié)構(gòu)的作用力以形變壓力為主; 何滿潮等[6]通過泥質(zhì)軟巖吸水試驗(yàn),指出泥質(zhì)軟巖隧道產(chǎn)生大變形的主要原因在于軟巖吸水膨脹變形; Cao等[7]、韓常領(lǐng)等[8]、李磊等[9]、Yang等[10]通過分析地應(yīng)力對(duì)支護(hù)結(jié)構(gòu)的擠壓作用機(jī)制,得出擠壓大變形隧道圍巖對(duì)支護(hù)的作用以形變壓力為主的結(jié)論; 孟陸波等[11]基于大量高地應(yīng)力軟巖隧道變形案例,在形變壓力作用機(jī)制下,對(duì)誘發(fā)非對(duì)稱大變形的因素進(jìn)行分析,并在此基礎(chǔ)上提出了非對(duì)稱擠壓大變形的優(yōu)化分級(jí)法; Anagnostou[12]從圍巖變形產(chǎn)生機(jī)制角度出發(fā),將大變形歸結(jié)為圍巖卸荷應(yīng)力重分布而引發(fā)的塑性變形及圍巖吸水膨脹大變形。

在軟巖大變形控制技術(shù)研究方面,Bonini等[13]對(duì)穿越極軟頁巖和片巖地層的法國(guó)Saint Martin La porte 隧道擠壓大變形進(jìn)行研究,提出了“掌子面超前核心土預(yù)加固+長(zhǎng)錨桿+全斷面可伸縮性鋼拱架+初期支護(hù)”的軟巖多重聯(lián)合支護(hù)技術(shù),并取得成功應(yīng)用; 李國(guó)良等[14]依托穿越高地應(yīng)力極軟千枚巖地層的烏鞘嶺隧道,針對(duì)隧道嶺脊段所發(fā)生的大變形現(xiàn)象,制定了“短臺(tái)階+超前小導(dǎo)管+錨桿+重型鋼拱架+橫向鋼管+適時(shí)二次襯砌”的復(fù)合支護(hù)系統(tǒng); 文獻(xiàn)[15-17]在探明木寨嶺隧道軟巖大變形的巖體流變機(jī)制基礎(chǔ)之上,提出圍巖變形分階段控制思想,形成了超前注漿小導(dǎo)管+錨網(wǎng)噴+高剛度拱架的綜合控制技術(shù); 文獻(xiàn)[18-19]通過現(xiàn)場(chǎng)試驗(yàn)對(duì)西成高鐵阜川隧道軟巖大變形控制技術(shù)進(jìn)行研究,提出了雙層鋼拱架支護(hù)與噴射混凝土封閉的圍巖變形支護(hù)技術(shù)并取得成功應(yīng)用。

基于以上分析,對(duì)于軟巖隧道大變形產(chǎn)生機(jī)制與控制技術(shù)研究,大多學(xué)者僅考慮圍巖的擠壓作用。對(duì)于穿越高地應(yīng)力膨脹軟巖地層的深埋隧道,由于隧道圍巖開挖荷載的作用,導(dǎo)致圍巖卸荷,產(chǎn)生自由面,圍巖濕度發(fā)生變化,進(jìn)而引發(fā)圍巖產(chǎn)生嚴(yán)重的擠壓變形與膨脹變形。因此,對(duì)于穿越該特殊類型地層的隧道,在圍巖對(duì)支護(hù)結(jié)構(gòu)的作用力中,形變壓力與膨脹壓力占主導(dǎo)地位,而現(xiàn)有研究在支護(hù)設(shè)計(jì)中往往僅考慮形變壓力而忽略或低估了膨脹壓力的作用,因此存在一定局限。

本文以米林隧道為工程依托,基于巖體彈塑性力學(xué),推導(dǎo)出巖體膨脹壓力方程,結(jié)合卡斯特納爾算式,建立隧道開挖斷面變形與塑性區(qū)半徑之間的函數(shù)解,從而確定以斷面徑向位移為自變量的膨脹壓力與形變壓力函數(shù)式,采用收斂-約束法繪制出考慮膨脹壓力的圍巖特征曲線與初期支護(hù)特征曲線,分析圍巖與支護(hù)結(jié)構(gòu)的相互作用規(guī)律,確定二次支護(hù)的合理支護(hù)參數(shù)。通過理論分析、數(shù)值模擬與現(xiàn)場(chǎng)應(yīng)用多方面驗(yàn)證支護(hù)方案的安全性。

1 米林隧道軟巖大變形特征

1.1 工程概況

米林隧道位于林芝市米林縣扎繞鄉(xiāng),進(jìn)口里程為D2K378+111,出口里程為D2K389+671,隧址區(qū)位于念青唐古拉山與喜馬拉雅山之間的藏南谷地高山區(qū)。隧道最大埋深為1 200 m,洞身主要穿越砂質(zhì)泥巖、英安巖、黃泥巖等地層。隧址區(qū)地下水主要為第四系松散孔隙水,其透水性強(qiáng)、滲透系數(shù)大,對(duì)混凝土結(jié)構(gòu)無侵蝕性。正洞采用兩臺(tái)階法施工,隧道施工至DK246+100～+695段時(shí),圍巖產(chǎn)生大變形,現(xiàn)場(chǎng)初期支護(hù)變形收斂大,出現(xiàn)開裂脫落、鋼架扭曲等情況,變形較嚴(yán)重的斷面有: DK246+137,拱頂沉降累計(jì)值為499.8 mm,水平收斂累計(jì)值為369.1 mm; DK246+161,拱頂沉降累計(jì)值為378.1 mm,水平收斂累計(jì)值為296.6 mm; DK246+171,拱頂沉降累計(jì)值為391.2 mm,水平收斂累計(jì)值為268.1 mm。

根據(jù)勘察資料,該段隧洞埋深達(dá)833.7 m,洞身圍巖主要為Ⅴ級(jí)黃泥巖,隧址區(qū)域性斷裂構(gòu)造發(fā)育,節(jié)理裂隙發(fā)育,節(jié)理間距1～2 m不等,呈密閉—微張狀,延伸性較好,節(jié)理面由粉質(zhì)黏土或粉土充填。巖樣成分檢測(cè)結(jié)果顯示,巖樣組成成分中蒙脫石、伊利石等黏土礦物質(zhì)量分?jǐn)?shù)為16.4%～22.3%,自由膨脹率達(dá)到32.7%,陽離子交換量為40.74 me/100 g、干燥飽和吸水率為51.04%。通過采用YYP-50巖石膨脹壓力試驗(yàn)儀開展室內(nèi)試驗(yàn),測(cè)得巖體極限膨脹力為387.5 kPa。因此,在米林隧道的圍巖壓力計(jì)算中,僅考慮由于擠壓荷載引發(fā)的形變壓力以及圍巖固有膨脹屬性所引發(fā)的膨脹壓力。該區(qū)段地下水發(fā)育,開挖掌子面局部濕潤(rùn),個(gè)別區(qū)段有水浸出,隧道工程概況如圖1所示,由工程資料獲得的圍巖力學(xué)參數(shù)見表1。

圖1 米林隧道工程概況

表1 米林隧道圍巖力學(xué)參數(shù)

1.2 地應(yīng)力等級(jí)的確定

為了解隧道原始地應(yīng)力場(chǎng)的分布特征,對(duì)應(yīng)正洞里程DK246+150處布置地應(yīng)力測(cè)試水平鉆孔、鉛直鉆孔各1個(gè),在鉛直孔、水平孔深度范圍內(nèi),分別成功獲得8、11段實(shí)測(cè)巖體水壓致裂地應(yīng)力試驗(yàn)曲線,水平鉆孔與鉛直鉆孔地應(yīng)力分布情況如圖2所示。

根據(jù)圖2的地應(yīng)力實(shí)測(cè)結(jié)果,鉛直鉆孔最大水平主應(yīng)力平均值為36.43 MPa,水平鉆孔最大主應(yīng)力平均值為41.09 MPa。文獻(xiàn)[20]對(duì)巖體初始應(yīng)力狀態(tài)定量值與定性值的對(duì)應(yīng)關(guān)系進(jìn)行了明確界定,如表2所示。

米林隧道巖石飽和單軸抗壓強(qiáng)度σc=17.4 MPa,隧道初始地應(yīng)力σmax=41.1 MPa,則巖體初始應(yīng)力狀態(tài)定量值為σc/σmax=0.42。根據(jù)表2確定米林隧道DK246+100～+695段為極高地應(yīng)力區(qū)。

(a) 鉛直鉆孔

(b) 水平鉆孔

表2 初始應(yīng)力狀態(tài)定量值與定性值關(guān)系

1.3 隧道圍巖大變形等級(jí)的確定

文獻(xiàn)[21]根據(jù)巖體強(qiáng)度理論計(jì)算值σb與最大主應(yīng)力σmax對(duì)圍巖大變形進(jìn)行分級(jí): 當(dāng)σb/σmax=0.25～0.5時(shí),圍巖變形等級(jí)為Ⅰ級(jí);當(dāng)σb/σmax=0.15～0.25時(shí),圍巖變形等級(jí)為Ⅱ級(jí);當(dāng)σb/σmax<0.15時(shí),圍巖變形等級(jí)為Ⅲ級(jí)。根據(jù)Mohr-Coulomb屈服準(zhǔn)則,由黏聚力c和內(nèi)摩擦角φ確定圍巖強(qiáng)度理論計(jì)算值σb的關(guān)系式見式(1)。

(1)

米林隧道圍巖黏聚力c=0.7 MPa,φ=39°,計(jì)算得巖體強(qiáng)度σb=2.93 MPa,則巖體強(qiáng)度應(yīng)力比σb/σmax=2.93/41.1=0.07<0.15。根據(jù)文獻(xiàn)[21]中的圍巖變形評(píng)價(jià)標(biāo)準(zhǔn),米林隧道DK246+100～+695段圍巖存在Ⅲ級(jí)大變形的風(fēng)險(xiǎn)。

2 膨脹軟巖隧道的圍巖壓力演化機(jī)制

對(duì)于穿越高地應(yīng)力膨脹軟巖地層的深埋隧道,圍巖對(duì)支護(hù)結(jié)構(gòu)的作用力主要來自于開挖卸荷作用引發(fā)的形變壓力與圍巖由于濕度發(fā)生變化而產(chǎn)生的膨脹壓力。因此,對(duì)于穿越該特殊類型地層的隧道,在支護(hù)設(shè)計(jì)中主要考慮形變壓力與膨脹壓力的作用效應(yīng)。

2.1 塑性區(qū)形變壓力Kastner算式

卡斯特納爾(Kastner)公式[22]是圓形洞室形變壓力的經(jīng)典計(jì)算式,卡斯特納爾形變壓力pi計(jì)算公式為:

(2)

2.2 塑性區(qū)圍巖膨脹壓力求解

開挖一半徑為R0的圓形隧道,圍巖形成半徑為Rp的塑性區(qū),對(duì)于距離隧道中線L(L>R0)位置處的巖體,巖體濕度分布函數(shù)為W=W(L),膨脹系數(shù)為α,開挖導(dǎo)致圍巖濕度場(chǎng)失衡,巖體除了產(chǎn)生彈性變形之外,還將產(chǎn)生附加正應(yīng)變?chǔ)罻,采用應(yīng)力分量表示的平面膨脹壓力-應(yīng)變方程為:

(3)

式中:μ為泊松比;σr、σθ、εr、εθ分別為徑向、切向應(yīng)力分量,徑向與切向應(yīng)變分量;由平面膨脹壓力-應(yīng)變方程(3)解出平面應(yīng)力問題的平衡微分方程:

(4)

式中:τrθ為剪應(yīng)力分量;r′、θ′分別為巖體微單元轉(zhuǎn)角及半徑。

隧道開挖后圍巖由三向應(yīng)力穩(wěn)定狀態(tài)轉(zhuǎn)換為二向應(yīng)力不平衡狀態(tài)。由于壓力梯度的影響效應(yīng),地下向隧道空間遷移的傾向性增強(qiáng),圍巖自由面上濕度最大,濕度呈向圍巖深處遞減的分布規(guī)律,濕度分布函數(shù)表示為W(L)=Wmax(R0/L)λ(Wmax為巖體最大濕度變化量,λ為巖體滲透系數(shù))。將平面應(yīng)力問題簡(jiǎn)化為軸對(duì)稱問題,采用位移法求解平面應(yīng)力問題的平衡微分方程(4),得:

(5)

式中:A、B為積分常數(shù);R為圍巖半徑。

聯(lián)合徑向應(yīng)力σr與徑向剪應(yīng)力τr的邊界條件(σr、τr)L=R0=(σr、τr)L→∞=0與濕度分布函數(shù),解出巖體膨脹壓力分量:

(6)

當(dāng)取L=Rp時(shí),則推導(dǎo)出塑性區(qū)內(nèi)巖體膨脹壓力

(7)

2.3 徑向位移發(fā)展過程中形變壓力與膨脹壓力解

由式(2)與式(7)的解析式可知,影響形變壓力與膨脹壓力的一個(gè)公共因子為塑性區(qū)半徑Rp。為直接揭示圍巖變形過程中形變壓力與膨脹壓力的演變趨勢(shì),以塑性區(qū)半徑為中間過渡變量,通過建立塑性區(qū)半徑與圍巖位移之間的函數(shù)關(guān)系,確定形變壓力與膨脹壓力特征曲線解。

巖體由于開挖卸荷而產(chǎn)生濕度變化ΔW,巖體進(jìn)一步產(chǎn)生附加應(yīng)變?chǔ)力,則平面應(yīng)變-應(yīng)力關(guān)系為:

(8)

式中:ψ為塑性模數(shù),彈性區(qū)ψ=1。

(9)

(10)

(11)

聯(lián)立函數(shù)式(2)、式(7)與式(11),消去斷面塑性區(qū)半徑變量,則建立出形變壓力pi與膨脹壓力pr的特征曲線解:

(12)

(13)

3 隧道圍巖與支護(hù)結(jié)構(gòu)相互作用關(guān)系

3.1 收斂-約束法

收斂-約束法[23-24]主要由縱剖面變形曲線(LDP)、支護(hù)特征曲線(SCC)以及圍巖特征曲線(GRC)組成?；谑諗?約束理論評(píng)價(jià)隧道圍巖穩(wěn)定性的關(guān)鍵在于: 明確圍巖特征曲線(GRC)與支護(hù)特征曲線(SCC)之間的相對(duì)變化趨勢(shì),確定合理支護(hù)時(shí)機(jī)與支護(hù)參數(shù)。收斂-約束法原理如圖3所示。

u0為支護(hù)設(shè)置時(shí)圍巖初始位移;ueq為支護(hù)穩(wěn)定時(shí)所產(chǎn)生的彈性位移;uel-i為支護(hù)最大彈性位移;umax為支護(hù)最大位移。

圖3 收斂約束法原理圖

Fig. 3 Schematic of convergence constraint method

根據(jù)收斂-約束理論,隧道支護(hù)結(jié)構(gòu)所提供的極限承載力為:

pmax=K·(uel-i-u0) 。

(14)

式中:K為支護(hù)剛度系數(shù),即支護(hù)特征曲線的斜率; 當(dāng)u0umax時(shí),支護(hù)系統(tǒng)破壞。

3.2 隧道圍巖穩(wěn)定性分析

3.2.1 GRC、SCC曲線求解與圍巖穩(wěn)定性分析

本文采用文獻(xiàn)[25-26]方法計(jì)算初期支護(hù)各子支護(hù)結(jié)構(gòu)的支護(hù)剛度K與極限承載力pmax,再通過疊加得到支護(hù)系統(tǒng)的總極限承載力。本隧道為馬蹄形隧道,斷面高度h=11.94 m,跨度b=13.08 m,根據(jù)文獻(xiàn)[27],求得隧道等效圓半徑R0=6.25 m。未按Ⅲ級(jí)大變形進(jìn)行設(shè)計(jì)的隧道原始支護(hù)采用錨噴+可縮式鋼架的復(fù)合支護(hù)形式,鋼架鋼材為I28a型,每斷面設(shè)置8個(gè)可縮接頭,分別設(shè)置于拱頂,左、右拱肩,左、右拱腰,左、右拱腳與拱底位置處?；炷羾娚浜穸萾shot=36 cm,錨桿長(zhǎng)度lbol=8.0 m,間排距St×Sl=1.2 m×1.0 m,鋼架間距d=0.8 m,初期支護(hù)材料參數(shù)如表3所示。根據(jù)支護(hù)材料參數(shù)求得原始支護(hù)系統(tǒng)支護(hù)特征曲線參數(shù)如表4所示。

表3 初期支護(hù)材料參數(shù)

將巖體力學(xué)參數(shù)(見表1)及初始地應(yīng)力p0代入式(12)與式(13)進(jìn)行求解,分別計(jì)算得到形變壓力以及在形變壓力基礎(chǔ)上考慮巖體膨脹壓力的圍巖特征曲線。其中,pi+pr特征曲線的求解方法為,將同一徑向位移u所對(duì)應(yīng)的pi特征曲線與pr特征曲線疊加而成[28]。根據(jù)表4支護(hù)特征曲線參數(shù)計(jì)算結(jié)果求得米林隧道初期支護(hù)特征曲線?；谑諗?約束法原理,將兩曲線繪制于同一坐標(biāo)系中以分析米林隧道圍巖與初期支護(hù)相互作用規(guī)律,如圖4所示。

表4 原始支護(hù)特征曲線參數(shù)

圖4 圍巖與初期支護(hù)特征曲線

由圖4計(jì)算結(jié)果,當(dāng)不考慮膨脹壓力作用條件下,圍巖變形至0.212 m時(shí)GRC曲線與SCC曲線相交于平衡點(diǎn)1,圍巖在支護(hù)結(jié)構(gòu)屈服過程中達(dá)到穩(wěn)定;而當(dāng)在形變壓力基礎(chǔ)之上考慮膨脹壓力作用時(shí),理論計(jì)算平衡點(diǎn)后移至873 mm,遠(yuǎn)超圍巖預(yù)留變形量。根據(jù)現(xiàn)場(chǎng)監(jiān)測(cè),隧道DK246+130～+260段圍巖變形最大值達(dá)到831.5 mm,現(xiàn)場(chǎng)支護(hù)破壞狀況如圖5所示。因此,對(duì)于深部潛在變濕條件下的軟巖隧道,僅考慮形變壓力而設(shè)計(jì)的支護(hù)結(jié)構(gòu)不能維持圍巖穩(wěn)定,考慮膨脹壓力的工況更符合實(shí)際。

(a) (b)

3.2.2 膨脹壓力占比演化規(guī)律

開挖致使圍巖由原始三向應(yīng)力穩(wěn)定狀態(tài)轉(zhuǎn)變?yōu)槎驊?yīng)力不平衡狀態(tài),由于壓力差的作用及開挖產(chǎn)生的自由面,在形變壓力作用下,圍巖塑性區(qū)持續(xù)擴(kuò)大,巖體內(nèi)部逐漸產(chǎn)生裂隙導(dǎo)致水分?jǐn)U散,圍巖濕度發(fā)生變化,膨脹壓力pr在形變壓力pi卸除過程中開始顯現(xiàn),此時(shí)斷面變形為93 mm。根據(jù)圖4所示,由于前期裂隙發(fā)育程度較輕,此時(shí)巖體產(chǎn)生的膨脹壓力pr僅為0.04 MPa,pr占比僅為3.3%;在圍巖徑向位移達(dá)到93 mm前,形變壓力pi是支護(hù)結(jié)構(gòu)的主要壓力源;當(dāng)圍巖徑向位移持續(xù)釋放,由90 mm增至300 mm時(shí),形變壓力急劇釋放,圍巖裂隙加速擴(kuò)張,隧道徑向范圍內(nèi)水分?jǐn)U散加快,巖體濕度差劇增,膨脹壓力pr增長(zhǎng)迅速,占比提高到15.8%;圍巖變形發(fā)展達(dá)到530 mm時(shí),初期支護(hù)結(jié)構(gòu)破壞,此時(shí)不考慮膨脹壓力pr,圍巖施加于支護(hù)上的形變壓力為0.82 MPa,當(dāng)考慮膨脹壓力pr的作用時(shí),支護(hù)承載壓力上升至為1.37 MPa,膨脹壓力占比增加至40.1%。計(jì)算結(jié)果表明,在斷面徑向位移釋放過程中,形變壓力與膨脹壓力呈現(xiàn)出此消彼長(zhǎng)的演化規(guī)律,即在圍巖位移釋放過程中,形變壓力遞減而膨脹壓力呈現(xiàn)出上升趨勢(shì)?；谏鲜鲇?jì)算結(jié)果分析,在對(duì)支護(hù)結(jié)構(gòu)的作用力中,雖然形變壓力占據(jù)主導(dǎo)地位,但膨脹壓力仍不可忽略,膨脹壓力pr占比演化規(guī)律如圖6所示。

圖6 膨脹壓力占比演化規(guī)律示意圖

4 隧道圍巖支護(hù)優(yōu)化分析

綜上所述,要實(shí)現(xiàn)控制圍巖大變形的目的,其核心在于確定圍巖位移釋放極限值upeak以協(xié)調(diào)形變壓力與膨脹壓力的動(dòng)態(tài)變化關(guān)系。采用柔性初期支護(hù)對(duì)形變壓力進(jìn)行部分卸除,當(dāng)斷面變形至upeak時(shí),采用高剛度、高強(qiáng)度的補(bǔ)強(qiáng)支護(hù)及時(shí)約束圍巖過度變形,從而達(dá)到限制膨脹壓力過度增大的目的。

4.1 隧道支護(hù)優(yōu)化-鋼架二次補(bǔ)強(qiáng)支護(hù)時(shí)機(jī)

隧道穩(wěn)定性控制對(duì)二次支護(hù)提出了安全儲(chǔ)備要求。Oreste[26]采用安全系數(shù)Fs評(píng)價(jià)支護(hù)安全儲(chǔ)備,Fs算式為Fs=pmax/peq。式中:pmax為支護(hù)極限承載力;peq為彈性支護(hù)抗力。

選取圍巖徑向位移u=0.20、0.25、0.30、0.325 m 4種工況,對(duì)最佳位移釋放上限值upeak進(jìn)行求解。本文采用I25a、I25b鋼架作為隧道的二次支護(hù)進(jìn)行穩(wěn)定性計(jì)算分析。對(duì)于圍巖位移上限值upeak的確定,僅選用間距為0.8 m的I25a鋼架進(jìn)行計(jì)算即可,鋼架參數(shù)見表5。求得I25a鋼架二次支護(hù)最大承載力pmax=0.232 MPa,支護(hù)剛度系數(shù)K為33.289 MPa/m,彈性形變?yōu)?.97 mm。根據(jù)二次支護(hù)特征曲線參數(shù),繪制出4種upeak條件下的二次支護(hù)特征曲線,如圖7所示。

圖7 各支護(hù)時(shí)機(jī)條件下補(bǔ)強(qiáng)支護(hù)特征曲線

由圖7可知,采用I25a型鋼架作為二次支護(hù),支護(hù)系統(tǒng)(初期支護(hù)+二次鋼架補(bǔ)強(qiáng)支護(hù))極限承載力為1.403 MPa,在圍巖位移釋放上限值upeak取0.20 m與0.25 m 2種工況時(shí),二次支護(hù)特征曲線均未與圍巖特征曲線相交,即二次鋼架設(shè)置過早,形變壓力的釋放量過小,圍巖總壓力大于支護(hù)極限承載力,支護(hù)結(jié)構(gòu)破壞。當(dāng)upeak分別達(dá)到0.300、0.325 m時(shí)施作二次支護(hù),二次支護(hù)特征曲線彈性段均與圍巖特征曲線交匯,且彈性支護(hù)抗力peq分別為0.224、0.213 MPa,安全系數(shù)Fs分別為1.005、1.014,滿足圍巖穩(wěn)定性要求。因此,確定米林隧道二次支護(hù)的最佳施作時(shí)機(jī)為upeak=0.325 m(Fs=1.014)。

4.2 加強(qiáng)支護(hù)參數(shù)的確定與驗(yàn)算

對(duì)隧道DK246+270～+355大變形段支護(hù)進(jìn)行優(yōu)化與圍巖穩(wěn)定性驗(yàn)算。本文分別采用I25a、I25b鋼架為二次支護(hù)。鋼架彈性模量Est、橫截面積Aset、屈服強(qiáng)度σst、橫截面高度hset參數(shù)見表5。二次支護(hù)工況與支護(hù)特征曲線參數(shù)計(jì)算結(jié)果見表6。

表5 鋼架材料參數(shù)

表6 二次支護(hù)工況及支護(hù)特征曲線參數(shù)

根據(jù)位移釋放上限值upeak及各工況二次支護(hù)結(jié)構(gòu)的支護(hù)極限承載力、支護(hù)剛度系數(shù)及彈性變形等參數(shù),繪制二次支護(hù)特征曲線,如圖8所示。確定不同工況二次支護(hù)的安全系數(shù),選取安全系數(shù)高的支護(hù)工況作為米林隧道二次支護(hù)系統(tǒng)。

根據(jù)計(jì)算結(jié)果求得各工況下支護(hù)的極限承載力pmax、彈性支護(hù)抗力peq及安全系數(shù)Fs,如表7所示。

由表7可知,工況3支護(hù)破壞,工況1、2、4、5、6的支護(hù)系統(tǒng)均能實(shí)現(xiàn)圍巖穩(wěn)定,且工況4安全系數(shù)最高。綜上,選取米林隧道二次補(bǔ)強(qiáng)支護(hù)參數(shù)為I25b型鋼架、間距0.7 m。

4.3 米林隧道穩(wěn)定性數(shù)值分析

通過理論計(jì)算初步確定了滿足米林隧道穩(wěn)定性的初期支護(hù)與二次支護(hù)系統(tǒng)。為進(jìn)一步驗(yàn)證支護(hù)設(shè)計(jì)的合理性,采用FLAC3D數(shù)值模擬對(duì)米林隧道圍巖穩(wěn)定性進(jìn)行分析,以確保支護(hù)方案更加安全可靠。

(a) 鋼架間距d=0.7 m

(b) 鋼架間距d=0.8 m

(c) 鋼架間距d=0.9 m

表7 各工況二次支護(hù)安全系數(shù)Fs

4.3.1 隧道數(shù)值模型與邊界條件

選取隧道DK246+270～+355進(jìn)行分析,隧道模型尺寸為150 m×150 m×85 m,如圖9所示。圍巖力學(xué)模型為Mohr-Coulomb彈塑性本構(gòu)模型,巖體力學(xué)參數(shù)如表1所示。圍巖熱力學(xué)模型采用各向同性的熱傳導(dǎo)模型,模型的前、后、左、右、下邊界均為法向固定絕熱邊界,上邊界為變溫邊界且與右邊界分別施加豎向荷載σv與水平荷載σh,其值大小為41.09 MPa,模型初始溫度場(chǎng)T1=0 ℃。

圖9 隧道模型示意圖(單位: m)

本文中錨桿與混凝土支護(hù)結(jié)構(gòu)分別采用桿單元與殼單元進(jìn)行模擬,材料參數(shù)見表3。對(duì)于鋼架支護(hù)的數(shù)值模擬,將鋼架按抗彎剛度等效為FLAC3D中的梁(beam)實(shí)體單元,等效梁?jiǎn)卧穸鹊扔趪娚浠炷梁穸萾shot,寬度與型鋼翼緣寬度一致,等效算式為:

EsIs=E′I′ 。

(15)

式中:Es與Is分別為鋼架實(shí)際彈性模量與抗彎慣性矩;E′與I′分別為鋼架等效彈性模量與等效抗彎慣性矩。

4.3.2 圍巖膨脹壓力模擬

FLAC3D熱力耦合(單向耦合計(jì)算模型)是通過溫度改變引起單元的應(yīng)變而實(shí)現(xiàn)的,溫度引起的應(yīng)變?cè)隽喀う舏j與溫度改變量ΔT的函數(shù)關(guān)系為:

Δεij=βΔTδij。

(16)

式中:β為溫度線膨脹系數(shù),1/℃; ΔT為溫度變化量,℃;δij為kroneeker記號(hào)。

(17)

(18)

根據(jù)現(xiàn)場(chǎng)勘測(cè)資料,米林隧道圍巖最小含水率為12.7%,最大含水率為32.5%,則濕度變化ΔW=19.8%,取最小含水率為12.7%時(shí)的對(duì)應(yīng)溫度T1=0 ℃,最大含水率為32.5%時(shí)的對(duì)應(yīng)溫度T2=100 ℃,則求得對(duì)應(yīng)巖體溫度線膨脹系數(shù)β=0.198。

4.3.3 模擬計(jì)算結(jié)果與分析

為減小模型邊界效應(yīng)的影響,取模型中間段即隧道DK246+310里程斷面的計(jì)算結(jié)果進(jìn)行分析,計(jì)算求得不同壓力組合下圍巖位移云圖與初期支護(hù)錨桿應(yīng)力云圖如圖10和圖11所示。

(a) 圍巖位移(單位: m)

(b) 錨桿應(yīng)力(單位: Pa)

根據(jù)圖10和圖11的計(jì)算結(jié)果,基于收斂-約束法所得的米林隧道圍巖穩(wěn)定性理論計(jì)算結(jié)果與數(shù)值模擬計(jì)算結(jié)果一致。以最不利荷載條件,即同時(shí)考慮形變壓力與膨脹壓力進(jìn)行分析,圍巖達(dá)到平衡時(shí)最大變形量為288 mm,錨桿最大應(yīng)力為0.107 MPa,應(yīng)力與位移峰值均產(chǎn)生于拱頂位置。而優(yōu)化設(shè)計(jì)支護(hù)結(jié)構(gòu)(工況4)最大承載力為1.464 MPa,大變形段圍巖預(yù)留變形量為0.325 m,因此優(yōu)化支護(hù)滿足圍巖穩(wěn)定性要求。

4.3.4 隧道二次支護(hù)施作與監(jiān)測(cè)

根據(jù)理論計(jì)算與數(shù)值模擬驗(yàn)證了優(yōu)化支護(hù)方案的合理性。工程現(xiàn)場(chǎng)采用該方案對(duì)隧道進(jìn)行支護(hù),第2層鋼架現(xiàn)場(chǎng)布置與監(jiān)測(cè)點(diǎn)布置如圖12所示。

在米林隧道DK246+270～+355段第2層鋼架支護(hù)設(shè)置完畢后對(duì)圍巖變形進(jìn)行監(jiān)測(cè),選取隧道DK246+310為監(jiān)測(cè)斷面,斷面上共設(shè)置8個(gè)監(jiān)測(cè)點(diǎn),監(jiān)測(cè)數(shù)據(jù)讀取頻率為2次/d,監(jiān)測(cè)周期為30 d,監(jiān)測(cè)點(diǎn)布置及監(jiān)測(cè)結(jié)果如圖13所示。

(a) 圍巖位移(單位: m)

(b) 錨桿應(yīng)力(單位: Pa)

圖12 第2層鋼架現(xiàn)場(chǎng)布置和監(jiān)測(cè)點(diǎn)布置圖

圖13 斷面監(jiān)測(cè)點(diǎn)布置及監(jiān)測(cè)結(jié)果

由監(jiān)測(cè)結(jié)果可知,隧道DK246+310斷面在第2層鋼架施作后,圍巖最大變形產(chǎn)生于拱頂位置。鋼架施作23 d后拱頂累計(jì)變形最大為56.1 mm,隨后圍巖變形速率降低并趨于0,鋼架設(shè)置30 d后圍巖幾乎不再產(chǎn)生變形,米林隧道大變形得到有效治理。

5 結(jié)論與討論

1)高地應(yīng)力膨脹軟巖隧道大變形產(chǎn)生的原因?yàn)樵谒淼乐ёo(hù)設(shè)計(jì)中忽視了圍巖膨脹壓力的作用。開挖擾動(dòng)引發(fā)地應(yīng)力場(chǎng)與濕度場(chǎng)重分布,圍巖對(duì)支護(hù)結(jié)構(gòu)作用力除形變壓力之外還有膨脹壓力,僅考慮形變壓力的支護(hù)不能維持隧道穩(wěn)定,考慮膨脹壓力的計(jì)算工況更符合實(shí)際狀況。

2)形變壓力與膨脹壓力在斷面徑向位移釋放過程中呈現(xiàn)出此消彼長(zhǎng)的演化規(guī)律,即在圍巖位移釋放過程中,形變壓力遞減而膨脹壓力呈現(xiàn)出上升趨勢(shì)。

3)以圍巖斷面徑向位移u為劃分標(biāo)志,圍巖膨脹壓力pr與形變壓力pi的動(dòng)態(tài)演化規(guī)律可分為3個(gè)階段: 第1階段u=0～93 mm,該階段圍巖對(duì)支護(hù)結(jié)構(gòu)壓力以形變壓力pi為主導(dǎo); 第2階段為u=93～300 mm,此階段膨脹壓力開始增長(zhǎng),在形變壓力pi基礎(chǔ)之上考慮膨脹壓力pr時(shí),支護(hù)承載壓力增大為1.156 MPa,pr占比達(dá)到29.7%; 第3階段u=300～530 mm,此階段形變壓力為0.82 MPa,膨脹壓力pr加速增長(zhǎng)達(dá)到最大值,支護(hù)承載壓力增大為1.37 MPa,膨脹壓力占比達(dá)到40.1%。

4)針對(duì)米林隧道軟巖大變形,通過收斂-約束法確定以柔性初期支護(hù)使圍巖徑向位移達(dá)到upeak=0.325 m時(shí)采用間距d=0.7 m的高剛度I25b鋼架進(jìn)行補(bǔ)強(qiáng)支護(hù)。通過理論計(jì)算、數(shù)值模擬與工程應(yīng)用多方面驗(yàn)證了優(yōu)化支護(hù)方案的可行性,米林隧道軟巖大變形得到有效控制。

本文基于巖體彈塑性力學(xué)與連續(xù)介質(zhì)理論,推導(dǎo)出軟巖在變濕條件下的膨脹壓力計(jì)算式,結(jié)合求解形變壓力的卡斯特納爾經(jīng)典公式,對(duì)隧道圍巖壓力進(jìn)行求解,明確了圍巖壓力變化規(guī)律,為設(shè)計(jì)出合理的支護(hù)系統(tǒng)提供了指導(dǎo)。但是,在引發(fā)軟巖大變形的圍巖壓力類型中,本文只考慮了形變壓力與膨脹壓力的作用,對(duì)于其他,如穿越斷層破碎帶等類型巖層的隧道,在支護(hù)設(shè)計(jì)中是否需要在此基礎(chǔ)之上進(jìn)一步考慮圍巖松動(dòng)壓力對(duì)隧道穩(wěn)定性的影響,需要進(jìn)一步研究。