李書兵

(武九鐵路客運專線湖北有限責(zé)任公司， 湖北 武漢 430000)

0 引言

鄭萬高鐵全線隧道工程占比達(dá)70%，隧道施工安全對項目成敗影響較大，為此開展了軟弱圍巖隧道機械化全斷面開挖工法研究。在全斷面開挖條件下，軟弱圍巖隧道自穩(wěn)能力差，極易出現(xiàn)安全隱患，因此，研究圍巖壓力作用模式以及圍巖變形與支護(hù)體系受力特性具有重要意義[1]。隧道開挖后，由鋼架、錨桿、噴射混凝土等組成的初期支護(hù)為主要支護(hù)手段，與圍巖構(gòu)成整體，共同維持圍巖的穩(wěn)定性。通過研究圍巖變形與支護(hù)體系受力特征，控制圍巖大的變形，來指導(dǎo)安全施工生產(chǎn)。國內(nèi)外學(xué)者在這些方面做了大量的現(xiàn)場試驗研究。仇文革等[2]基于現(xiàn)場實測數(shù)據(jù)，對隧道初期支護(hù)受力模式進(jìn)行了分析； 歐孝奪等[3]在超大箱型明挖隧道中選擇典型斷面布設(shè)混凝土應(yīng)變計、沉降變形觀測點等，對隧道結(jié)構(gòu)內(nèi)力、結(jié)構(gòu)沉降及變形等指標(biāo)展開監(jiān)測，并根據(jù)監(jiān)測結(jié)果分析了其力學(xué)特性； 覃衛(wèi)民等[4]監(jiān)測了復(fù)雜結(jié)構(gòu)形式下隧道的拱頂沉降和圍巖收斂，并結(jié)合施工措施和開挖工序進(jìn)行了全面分析； 陳義軍等[5]為獲得最接近實際的圍巖變形信息，介紹了新型套管式同軸多點位移計的監(jiān)測原理和結(jié)構(gòu)，給出了監(jiān)測結(jié)果換算的理論公式； 張君祿等[6]結(jié)合現(xiàn)場環(huán)境條件進(jìn)行跟蹤測試,成功監(jiān)測到管片外部的水壓力、土壓力、管片內(nèi)部鋼筋應(yīng)力和管片間接觸應(yīng)力，對隧道盾構(gòu)施工松動區(qū)的范圍、管片混凝土的結(jié)構(gòu)應(yīng)力進(jìn)行計算分析,為及時了解工程結(jié)構(gòu)的安全狀態(tài)、指導(dǎo)安全施工提供實測參數(shù)； 葉飛等[7]為研究軟弱圍巖隧道掌子面及超前核心土的擠出位移特征，用滑動測微計對湄渝高速岐山隧道F215 構(gòu)造破碎帶區(qū)域進(jìn)行了擠出位移實測，通過有限差分程序進(jìn)行系列數(shù)值試驗，著重研究了隧道穿越軟弱圍巖期間擠出位移的變化特征，并分析了破碎帶長度和硬軟巖剛度比的影響； 洪軍等[8]采用試驗研究的方法對全風(fēng)化花崗巖地層特大斷面隧道施工初期支護(hù)受力狀態(tài)進(jìn)行了研究分析； 劉英蓕等[9]通過多位移反分析的手段研究了淺埋偏壓隧道初期支護(hù)荷載分部特性。

目前，國內(nèi)外學(xué)者在隧道現(xiàn)場試驗過程中，多是基于人工分部開挖的工法，從圍巖壓力、鋼架應(yīng)力、初噴混凝土應(yīng)力、錨桿軸力、圍巖內(nèi)部位移和掌子面擠出變形中的一種或幾種工況展開隧道初期支護(hù)受力特性研究，而對隧道機械化全斷面爆破開挖后圍巖變形與支護(hù)體系的受力情況及其相互作用鮮有研究。本文以鄭萬高鐵高家坪隧道進(jìn)口機械化全斷面爆破施工為背景，通過開展全斷面工法開挖的現(xiàn)場試驗，研究軟弱圍巖隧道的變形與支護(hù)體系受力特性，及時反饋現(xiàn)場圍巖的穩(wěn)定狀況，為后續(xù)施工中支護(hù)參數(shù)的優(yōu)化提供參考。

1 工程概況

高家坪隧道位于襄陽市南漳縣李廟鎮(zhèn)境內(nèi)，中心里程為DK451+786，全長5 498 m，最大埋深約320 m。隧道采用進(jìn)出口雙向掘進(jìn)，進(jìn)口段起訖里程為DK449+037～DK452+300，全長3 263 m。高家坪隧道為越嶺隧道(見圖1)，進(jìn)口段穿越志留系頁巖夾砂巖、灰?guī)r地層，地下水主要包括松散堆積層孔隙水、基巖裂隙水、構(gòu)造裂隙水、巖溶水，可能存在瓦斯等有害氣體。

圖1 高家坪隧道進(jìn)口及試驗段監(jiān)測斷面(單位： m)

2 試驗方案

2.1 斷面選取與試驗項目

高家坪隧道正洞里程DK449+087～+187段為高速鐵路特大斷面隧道安全快速標(biāo)準(zhǔn)化修建關(guān)鍵技術(shù)現(xiàn)場試驗段，長度為100 m，試驗斷面間距為20 m。該段隧道巖性為頁巖夾砂巖，圍巖質(zhì)軟、破碎，易變形坍塌，為Ⅴ級圍巖段。試驗項目包括： 拱頂下沉與水平收斂、圍巖壓力、鋼架應(yīng)力、初噴混凝土應(yīng)力、錨桿軸力、圍巖內(nèi)部位移和掌子面擠出變形，具體監(jiān)測內(nèi)容與方法如表1所示。

2.2 測點布置及監(jiān)測頻率

試驗段現(xiàn)場試驗中，拱頂下沉與水平收斂變形監(jiān)測按照規(guī)范設(shè)置，Ⅴ級圍巖監(jiān)測斷面間距不超過5 m，斷面設(shè)置5個監(jiān)測點(常規(guī)監(jiān)測選取斷面與試驗段一致，如圖1所示)。圍巖壓力、鋼架應(yīng)力、初噴混凝土應(yīng)力經(jīng)歷了測點變化與調(diào)整，DK449+115斷面布置8個測點，DK449+155斷面布置6個測點，每個測點均布置振弦式壓力盒1個(與圍巖接觸)、振弦式應(yīng)變計2 個(分布在鋼架翼緣上下)、振弦式混凝土應(yīng)變計2個(分布在初噴混凝土內(nèi)外層)，具體布點位置如圖2所示。

在斷面監(jiān)測中，錨桿軸力每根監(jiān)測錨桿長6 m，均勻分布4個振弦式鋼筋計，間距1.2 m。每個圍巖內(nèi)部位移測試孔深8 m，均勻分布5個多點位移計，間距約1.5 m。

上述試驗項目安裝完成1周內(nèi)，每天測量2次； 2～3周內(nèi)，每天測量1次； 3周以后，隨時程曲線變化穩(wěn)定情況相應(yīng)減少監(jiān)測頻率。其中，DK449+115和DK449+155為全指標(biāo)監(jiān)測斷面。

表1 現(xiàn)場試驗段監(jiān)測內(nèi)容與方法

現(xiàn)場在DK449+138.8～+168.8段設(shè)置掌子面圍巖擠壓變形量測試驗段，鉆設(shè)水平鉆孔1個，埋設(shè)30 m水平測斜管1根，于2017年9月2日安裝完畢，采用滑動測微計完成對掌子面擠出變形的量測?；瑒訙y微計主要由測管、感應(yīng)探頭、操作桿、控制電纜和便攜讀數(shù)儀等組成[10]，如圖3所示。使用滑動測微計前，需先在鉆孔中安裝測斜管，在管外壁按規(guī)定間隔(標(biāo)準(zhǔn)間距1.0 m)套上塑料磁環(huán)(測環(huán))，測斜管與孔壁間隙用摻有粘合劑的漿液充填，以便測環(huán)與巖面粘接，使測環(huán)與地層結(jié)合成一體?；瑒訙y微計探頭內(nèi)裝有2套高精度的線圈系統(tǒng)，其間距為1.0 m，探頭內(nèi)的2套線圈系統(tǒng)在測量位置上通過2個測環(huán)感應(yīng)，產(chǎn)生1個與兩測量環(huán)實際間距成比例的電信號，當(dāng)被測介質(zhì)發(fā)生變形時，將帶動測標(biāo)與之同步變形，從而得到反映被測介質(zhì)沿測線的變形分布規(guī)律[11]。

(a) DK449+115測點布置

(b) DK449+135～+175測點布置

圖2圍巖壓力、鋼架應(yīng)力、初噴混凝土應(yīng)力、錨桿軸力監(jiān)測斷面測點布置

Fig. 2 Layout of monitoring points for surrounding rock pressure, steel frame stress, shotcreting stress and anchor axial force

圖3 滑動測微計構(gòu)造原理圖(單位： m)

3 試驗結(jié)果分析

本文根據(jù)監(jiān)測斷面的巖性條件以及測點布置變化等因素，選取2個全指標(biāo)監(jiān)測斷面和常規(guī)監(jiān)控量測點進(jìn)行監(jiān)測結(jié)果分析，變形監(jiān)測與受力監(jiān)測同時進(jìn)行。

3.1 拱頂下沉與水平收斂

通過結(jié)合全斷面監(jiān)測指標(biāo)區(qū)間里程，選取里程段內(nèi)常規(guī)監(jiān)控量測點進(jìn)行分析，監(jiān)測時間見表2，監(jiān)控量測斷面拱頂下沉和水平收斂量測結(jié)果見表3。

根據(jù)量測結(jié)果可知，該區(qū)間斷面監(jiān)測均為正值，且隧道整體向凈空變形，累計最大沉降量為21.8 mm。

3.2 圍巖壓力

高家坪隧道各監(jiān)測斷面圍巖壓力(受壓為正、受拉為負(fù))時程曲線如圖4所示，各斷面圍巖最大壓力沿洞周分布如圖5所示(有些壓力盒因現(xiàn)場安裝原因未能完整顯示讀數(shù))。

表2 監(jiān)測時間

表3拱頂下沉與水平收斂量測統(tǒng)計

Table 3 Monitoring results of crown top settlement and horizontal convergence

試驗斷面監(jiān)測點位置累計收斂值/mmDK449+095DK449+115DK449+135DK449+155DK449+175拱頂14.8拱腰6.2邊墻4.5拱頂13.6拱腰11邊墻7.7拱頂19.8拱腰10邊墻7.6拱頂21.8拱腰15.4邊墻8.8拱頂20.4拱腰12邊墻6.5

1)通過分析2個全指標(biāo)監(jiān)測斷面的時程曲線可知，絕大多數(shù)測點的圍巖壓力隨時間變化規(guī)律大致相同。即： 測量7 d內(nèi)，測點圍巖壓力處于急劇增大的階段； 測量7～10 d，測點圍巖壓力緩慢增大，但此階段在DK449+115斷面處體現(xiàn)不明顯；測量10 d后，2個斷面時程曲線均依次呈現(xiàn)“波動變化”、“穩(wěn)定收斂”的規(guī)律，但是不同斷面呈現(xiàn)規(guī)律的時間不同?？傮w來看，圍巖壓力監(jiān)測斷面各測點的時程曲線服從“急劇增大、緩慢增大、波動變化、穩(wěn)定收斂”的變化規(guī)律。

2)DK449+115斷面測點的波動變化期為測量10～31 d，31 d后趨于穩(wěn)定；DK449+155斷面測點的波動變化期為測量10～18 d，18 d后趨于穩(wěn)定。為保證施工安全，在圍巖較差條件下，循環(huán)進(jìn)尺較短，導(dǎo)致對已經(jīng)完成初期支護(hù)的圍巖擾動次數(shù)增多，測點波動變化期延長； 隨著進(jìn)尺的增加，測點波動變化期也相應(yīng)縮短。由此說明，巖性越好，圍巖自穩(wěn)用時越短，自穩(wěn)能力越強。

(a) DK449+115斷面

(b) DK449+155斷面

(a) DK449+115斷面

(b) DK449+155斷面

Fig. 5 Surrounding rock pressure distribution along tunnel (unit: kPa)

3)DK449+115斷面多個測點達(dá)到峰值應(yīng)力后出現(xiàn)應(yīng)力回落現(xiàn)象，由于圍巖軟弱破碎，在開挖前采取了超前管棚或注漿等措施來加固掌子面前方圍巖，使得圍巖擁有一定的自承能力[11]；前方圍巖開挖后封閉成環(huán)，對后方隧道產(chǎn)生成拱效應(yīng)[12]。兩者共同作用下，使得圍巖壓力有一定程度的降低。

4)圍巖壓力沿洞周分布表現(xiàn)明顯的離散性。DK449+115斷面與DK449+155斷面圍巖最大壓力均出現(xiàn)在斷面左側(cè)，同一斷面的圍巖最大壓力表現(xiàn)出明顯的不對稱性，左側(cè)斷面的圍巖壓力值要明顯大于右側(cè)。分析原因為高家坪隧道初始地應(yīng)力分布不均。

5)根據(jù)TB 10003—2016《鐵路隧道設(shè)計規(guī)范》[13]的規(guī)定，深埋隧道Ⅴ級圍巖的豎向壓力計算值為0.135～0.158 MPa，監(jiān)測斷面圍巖壓力最大值為0.08 MPa，小于采用設(shè)計規(guī)范計算的理論值，說明在目前支護(hù)條件下，圍巖受力狀態(tài)良好可控。

3.3 鋼架應(yīng)力

高家坪隧道各監(jiān)測斷面鋼架應(yīng)力(受壓為負(fù)、受拉為正)時程曲線如圖6所示，各斷面鋼架應(yīng)力最大值沿洞周分布如圖7所示。此處鋼架應(yīng)力為鋼架上下翼緣應(yīng)力平均值。

(a) DK449+115斷面

(b) DK449+155斷面

(a) DK449+115斷面

(b) DK449+155斷面

1)通過分析2個斷面的時程曲線可知： 鋼架應(yīng)力隨時間變化大致服從“急劇增大、緩慢增大、波動變化、穩(wěn)定收斂”的變化規(guī)律，但“波動變化”階段所持續(xù)的時間要明顯大于圍巖壓力，分析原因為鋼拱架對壓力的敏感性較高，圍巖壓力“急劇增大”以后的變化，在鋼架應(yīng)力時程曲線中會得到較為明顯的體現(xiàn)； 鋼架應(yīng)力趨于穩(wěn)定的時間與圍巖應(yīng)力大致一致，說明在當(dāng)前支護(hù)方案下，圍巖與初期鋼架支護(hù)可以較好地形成一個整體，以共同發(fā)揮承載力。

2)在鋼架應(yīng)力時程曲線中，各測點為負(fù)值，表明鋼架整體處于受壓狀態(tài)。

3)與圍巖壓力類似，鋼架應(yīng)力最大值沿洞周分布表現(xiàn)出明顯的離散性。除個別測點以外，在同一橫斷面中，拱頂以及左右拱腰的鋼架應(yīng)力較大，左右邊墻、左右拱腳以及仰拱的鋼架應(yīng)力較小，這與鋼架受圍巖壓力作用下的力學(xué)機制分析結(jié)論一致[14]，同時也說明鋼架應(yīng)力是圍巖壓力的主要承載力之一。

4)2個監(jiān)測斷面中，鋼架各部位承受最大壓力為51.79 MPa，位于DK449+115斷面的右邊墻處。初期鋼架支護(hù)采用Q345工字鋼，鋼架應(yīng)力最大值遠(yuǎn)小于鋼材屈服強度345 MPa，說明在目前支護(hù)方案下，鋼拱架結(jié)構(gòu)的主要作用是隧道施工期的安全防護(hù)和運行期的安全儲備。

3.4 初噴混凝土應(yīng)力

高家坪隧道各監(jiān)測斷面初噴混凝土應(yīng)力(受壓為負(fù)、受拉為正)時程曲線如圖8所示，各斷面初噴混凝土最大應(yīng)力沿洞周分布如圖9所示。此處混凝土應(yīng)力為混凝土內(nèi)外兩側(cè)應(yīng)力平均值。

(a) DK449+115斷面

(b) DK449+155斷面

1)與圍巖壓力和鋼架應(yīng)力相同，初噴混凝土應(yīng)力隨時間變化也服從“急劇增大、緩慢增大、波動變化、穩(wěn)定收斂”的變化規(guī)律。但從時程曲線分析，初噴混凝土應(yīng)力“急劇增大”階段的增大速率要小于圍巖壓力與鋼架應(yīng)力，這與混凝土的自身物理力學(xué)性質(zhì)有關(guān)；初噴混凝土趨于穩(wěn)定的時間要明顯大于圍巖壓力與鋼架應(yīng)力的時間，分析原因為混凝土受時間硬化特性的影響較大。

2)在同一橫斷面中，初噴混凝土應(yīng)力最大值表現(xiàn)出明顯的不對稱性，左側(cè)斷面的應(yīng)力值要略大于右側(cè)隧道的圍巖壓力值。這與圍巖壓力沿洞周分布情況一致，表明初噴混凝土在初期支護(hù)中與圍巖較好地構(gòu)成一個整體，共同維持圍巖穩(wěn)定性；而不對稱性較圍巖壓力表現(xiàn)不明顯，又體現(xiàn)了混凝土作為柔性支護(hù)的應(yīng)力協(xié)調(diào)作用。

(a) DK449+115斷面

(b) DK449+155斷面

Fig. 9 Initial shotcreting stress distribution along tunnel (unit: MPa)

3)噴混凝土最大壓應(yīng)力為4.04 MPa，位于DK449+115斷面的左拱腳，噴混凝土內(nèi)力按TB 10003—2016《鐵路隧道設(shè)計規(guī)范》[13]規(guī)定，按所采用的施工方法檢算施工階段強度時，安全系數(shù)可采用“主要荷載+附加荷載”數(shù)值乘以折減系數(shù)0.9，即安全系數(shù)為2.0×0.9=1.8。初噴采用C25混凝土，折算之后混凝土彎曲抗壓極限強度為7.27 MPa，監(jiān)測混凝土最大應(yīng)力小于C25噴混凝土彎曲抗壓極限強度(18.5 MPa)，表明初期支護(hù)噴混凝土有一定的安全儲備，隧道初噴混凝土安全可靠。

3.5 錨桿軸力

高家坪隧道各監(jiān)測斷面錨桿軸力(受拉為正、受壓為負(fù))沿洞周分布如圖10所示。

1)分析錨桿軸力時程曲線可知，錨桿軸力隨時間發(fā)展呈現(xiàn)“急劇增大、緩慢增大、穩(wěn)定收斂”的規(guī)律；測量25 d后，每個橫斷面各測點的錨桿軸力基本都趨于穩(wěn)定，表明由于應(yīng)力重分布帶來的圍巖彈塑性區(qū)的形成與發(fā)展已成穩(wěn)定狀態(tài)。

2)錨桿軸力均為拉應(yīng)力，軸力分布表現(xiàn)為“兩端小、中間大”,即每個測點的錨桿軸力最大值一般位于埋深2.4～3.6 m處，這種分布也是全長錨固型錨桿的主要分布型式[14]。根據(jù)彈塑性理論分析，隧道開挖后在洞周形成一個塑性松動區(qū)，塑性松動區(qū)的變形很大，塑性松動區(qū)外的彈性區(qū)變形很小。塑性松動區(qū)的圍巖相對于錨桿向隧道內(nèi)變形，彈性區(qū)的圍巖相對于錨桿向隧道外變形，因此，錨桿軸力峰值處多為圍巖彈塑性區(qū)的交界處[1]。由此可判定，高家坪隧道試驗段由于隧道開挖造成的圍巖塑性區(qū)厚度大致為3 m。

(a) DK449+115斷面

(b) DK449+155斷面

3)錨桿軸力總體上處于穩(wěn)定變化狀態(tài)，應(yīng)力值穩(wěn)定時間與圍巖變形穩(wěn)定時間接近。實測錨桿最大軸力為60.5 kN(應(yīng)力為15.9 MPa)，位于DK449+115斷面左邊墻處。初期錨桿支護(hù)采用HPB300鋼筋，屈服強度標(biāo)準(zhǔn)值為300 MPa，表明錨桿具有足夠的安全儲備，隧道初期支護(hù)安全可靠。

3.6 圍巖內(nèi)部位移

高家坪隧道各監(jiān)測斷面圍巖內(nèi)部位移沿洞周分布和最大位移時程曲線分別如圖11和圖12所示。

1)由圖11可知，距洞壁5.3 m以外的圍巖深部位移基本為0，可認(rèn)為由于隧道開挖對圍巖擾動區(qū)大致在距洞壁5 m范圍內(nèi)。5 m范圍以內(nèi)，圍巖內(nèi)部位移隨測點向洞壁靠近而逐步增大，但未出現(xiàn)跳躍增長的情況，說明監(jiān)測斷面附近圍巖整體性情況良好。

2)由圖12可知，位移變化情況同錨桿軸力變化一致，地層位移在經(jīng)過初期的急劇增大與緩慢增大后，隨時間慢慢趨于穩(wěn)定收斂狀態(tài)，位移最大值發(fā)生在埋深2.8～4.0 m，進(jìn)一步驗證了本試驗段圍巖塑性區(qū)的存在范圍。

(a) DK449+115斷面

(b) DK449+155斷面

Fig. 11 Surrounding rock internal displacement along tunnel (unit: mm)

(a) DK449+115斷面

(b) DK449+155斷面

Fig. 12 Time-history curves of maximum internal displacement of surrounding rock

3.7 掌子面擠出變形

高家坪隧道掌子面擠出變形量測采用瑞士SolexpertsAG公司生產(chǎn)的GMD滑動測微計(見圖13)，測點位于掌子面中間(見圖14)，試驗段量測結(jié)果如圖15所示。

圖13 滑動測微計

圖14 監(jiān)測點位置

圖15 試驗段監(jiān)測結(jié)果

1)圍巖擠出變形在數(shù)值上呈現(xiàn)出均勻增長的趨勢，并未出現(xiàn)在某些節(jié)點處的突變情況，說明該試驗段掌子面前方圍巖整體性較好，未出現(xiàn)較大的節(jié)理裂隙。

2)靠近掌子面部位圍巖縱向位移明顯大于遠(yuǎn)離掌子面部位。累計擠出位移大小與圍巖質(zhì)量有關(guān)，因該試驗段圍巖完整性較好，首次爆破開挖后距離初始掌子面6 m處累計最大位移為11.55 mm。2017年9月13日量測累計位移最大值為12.939 mm左右，出現(xiàn)在距初始掌子面15 m 處。

3)掌子面前方受開挖爆破影響，圍巖應(yīng)力出現(xiàn)重分布，從初始掌子面開始至距離掌子面 16～20 m的圍巖出現(xiàn)擠出變形，且隨爆破開挖的不斷推進(jìn)，擠出變形影響范圍不斷向前推進(jìn)。根據(jù)Lunardi的理論，隧道開挖引起應(yīng)力重分布的區(qū)域在縱平面上是以掌子面理論中心點為圓心，以開挖影響范圍Rp為半徑的圓形。據(jù)此可以判定,Rp≈1.4D(D=14.1 m，為隧道開挖跨度)。

4 數(shù)值模擬分析

對DK449+138.8～+168.8段掌子面擠出變形進(jìn)行數(shù)值模擬，圍巖采用摩爾-庫侖理想彈塑性模型，初期支護(hù)采用彈性模型，支護(hù)距離為3 m。數(shù)值分析計算參數(shù)見表4，模型如圖16所示。

表4 數(shù)值計算參數(shù)

圖16 數(shù)值計算模型

DK449+155斷面的初期支護(hù)混凝土應(yīng)力分布如圖17所示。從圖17可以看出，應(yīng)力左右對稱，最大壓應(yīng)力處在拱頂，為2.61 MPa，雖與現(xiàn)場監(jiān)測結(jié)果有少許出入，但在數(shù)據(jù)量級上很接近，能夠反映初期支護(hù)應(yīng)力的分布。

圖17 DK449+155斷面應(yīng)力分布(單位： Pa)

Fig. 17 Stress distribution nephogram of cross-section DK449+155 (unit: Pa)

圖18和圖19分別為DK449+155斷面的彎矩和軸力分布圖。從圖18和圖19可以看出： 邊墻腳位置彎矩最大，為7.47 kN·m，拱腰處彎矩最小，為1.5 kN·m； 仰拱處軸力最大，為1 387 kN，拱頂處軸力最小，為606 kN。

圖18 DK449+155斷面彎矩分布(單位： kN·m)

Fig. 18 Bending moment nephogram of cross-section DK449+155 (unit: kN·m)

圖19 DK449+155斷面軸力分布(單位： kN)

Fig. 19 Axial force nephogram of cross-section DK449+155 (unit: kN)

同時，為了便于直觀顯示掌子面的擠出變形結(jié)果，取2個不同掌子面的變形云圖進(jìn)行分析。圖20和圖21分別為DK449+145斷面和DK449+155斷面的變形云圖。由圖20和圖21可知： 掌子面的擠出變形從掌子面四周向中心位置逐漸增大，掌子面中心位置擠出變形最大； 2個斷面最大擠出變形均達(dá)到11 mm，與現(xiàn)場量測結(jié)果相符。

圖20 DK449+145斷面變形云圖(單位： m)

Fig. 20 Deformation nephogram of cross-section DK449+145 (unit: m)

圖21 DK449+155斷面變形云圖(單位： m)

Fig. 21 Deformation nephogram of cross-section DK449+155 (unit: m)

5 結(jié)論與建議

通過對高家坪隧道進(jìn)口試驗段的現(xiàn)場試驗，研究了全斷面爆破開挖下軟弱圍巖變形及支護(hù)體系受力特性隨時間的變化特征，得到以下結(jié)論。

1) 軟弱圍巖壓力、鋼拱架應(yīng)力、噴射混凝土內(nèi)力、錨桿軸力及圍巖內(nèi)部位移隨時間變化的規(guī)律一致，時程曲線服從“急劇增大、緩慢增大、波動變化、穩(wěn)定收斂”的變化規(guī)律。當(dāng)前施工條件下，噴混凝土、鋼架、圍巖壓力均在7 d內(nèi)急劇增大、7～10 d內(nèi)緩慢增大、10～31 d內(nèi)波動變化、31 d后趨于穩(wěn)定。

2)目前現(xiàn)場監(jiān)測圍巖壓力最大值為0.08 MPa，主要分布于左側(cè)拱腰；鋼架應(yīng)力承受最大壓力為51.79 MPa，主要分布于拱頂；噴射混凝土最大內(nèi)力值為4.04 MPa，主要分布于左側(cè)拱腳；錨桿軸力最大值為60.5 kN(應(yīng)力為15.9 MPa)，主要分布于左側(cè)邊墻； 圍巖內(nèi)部位移最大值為33.05 mm，主要分布于邊墻至拱腰處。掌子面的擠出變形從掌子面四周向中心位置逐漸增大，掌子面中心位置擠出變形最大，現(xiàn)場量測DK449+145和DK449+155位置處最大擠出變形分別為11.55 mm和12.939 mm，數(shù)值模擬2個斷面最大擠出變形均達(dá)到11 mm，與現(xiàn)場量測結(jié)果相符。

3)通過數(shù)值軟件模擬了DK449+155斷面混凝土應(yīng)力、彎矩和軸力的分布情況，特征為： 最大壓應(yīng)力處在拱頂，為2.61 MPa； 邊墻腳位置彎矩最大，為7.47 kN·m；仰拱處軸力最大，為1 387 kN。雖與現(xiàn)場監(jiān)測結(jié)果有少許出入，但已能夠反映初期支護(hù)應(yīng)力的分布。

4) 試驗段監(jiān)控量測及應(yīng)力應(yīng)變監(jiān)測均表明，在當(dāng)前支護(hù)方案下，圍巖初期支護(hù)受力狀態(tài)良好，圍巖與初期支護(hù)可以較好地形成一個整體以共同發(fā)揮承載力，能夠承受圍巖荷載，具備安全儲備空間。

下一步可針對軟弱圍巖以外更多巖層在機械化全斷面爆破開挖的初期支護(hù)受力特性進(jìn)行研究，并將全斷面開挖和非全斷面開挖初期支護(hù)受力特性監(jiān)測數(shù)據(jù)進(jìn)行對比。