曹明星， 李德武*， 張 東， 徐建濤

(1.蘭州交通大學(xué)土木工程學(xué)院，蘭州 1730070；2.中鐵七局集團(tuán)有限公司，鄭州 450016)

隨著中國(guó)加快“一帶一路”建設(shè)，越來(lái)越多的交通設(shè)施將會(huì)修建，玉溪至磨憨鐵路是中國(guó)連接老撾的重要交通設(shè)施，建成后對(duì)國(guó)家的國(guó)防戰(zhàn)略部署具有十分重要的意義。埋深大、隧道長(zhǎng)、修建難度大是目前及今后較長(zhǎng)時(shí)期隧道及地下工程建設(shè)普遍面臨的問(wèn)題[1]。20世紀(jì)以來(lái)，就有了襯砌與圍巖相互作用的理論[2- 4]，后來(lái)又提出了新奧法，就是充分利用隧道圍巖的自承能力[5]，讓圍巖成為支護(hù)結(jié)構(gòu)的一部分。軟巖自穩(wěn)能力差，如果軟巖隧道的支護(hù)方案不是很合理，容易發(fā)生軟巖大變形；導(dǎo)致鋼拱架變形、扭曲，甚至破壞，喪失承載能力。因此有很多學(xué)者對(duì)軟巖隧道進(jìn)行了研究。文獻(xiàn)[6]通常認(rèn)為隧道軟巖大變形可分為兩類(lèi)，即擠壓性大變形與膨脹性大變形。這與Aydan等[7]提出的擠出圍巖和膨脹圍巖的概念相一致。Maranini等[8]對(duì)石灰?guī)r進(jìn)行了單軸壓縮和三軸壓縮蠕變?cè)囼?yàn)。陸家梁[9]分析了軟巖的情況，提出了聯(lián)合支護(hù)理論，通過(guò)分析，得出了在軟弱圍巖中開(kāi)挖隧道，不能按常規(guī)的支護(hù)方法，要先讓圍巖發(fā)生一定的變形量，然后增加支護(hù)的剛度，最后使得隧道保持穩(wěn)定。趙勇[10]闡述了軟巖隧道應(yīng)該預(yù)留一定的變形量，改變?cè)械闹ёo(hù)觀念，讓初襯承擔(dān)一部分荷載，及時(shí)施作二襯，讓二襯承擔(dān)一定荷載，做好超前支護(hù)，控制圍巖變形。譚顯坤等[11]運(yùn)用剪切滑移理論對(duì)錨噴支護(hù)系統(tǒng)的力學(xué)效應(yīng)進(jìn)行計(jì)算分析，得出了圍巖主要是剪切破壞。 由于地質(zhì)因素的復(fù)雜性，軟巖隧道的支護(hù)需要根據(jù)具體情況具體分析。依托玉磨鐵路曼么二號(hào)隧道，以實(shí)測(cè)隧道位移和圍巖壓力的變化來(lái)分析隧道在施工過(guò)程中的應(yīng)力應(yīng)變變化，用數(shù)值模擬值和實(shí)測(cè)數(shù)值對(duì)比，分析出臨時(shí)仰拱對(duì)隧道位移和圍巖壓力變化的影響，為之后的支護(hù)參數(shù)優(yōu)化提供參考。

1 工程概況

1.1 工程地質(zhì)概況

曼么二號(hào)隧道位于曼么-梭羅河區(qū)間，隧道進(jìn)口里程DK405+615，出口里程DK415+124，全長(zhǎng) 9 509 m，施工隧道最大埋深711 m。地下水主要類(lèi)型有第四系孔隙潛水、基巖裂隙水、巖溶水、第四系孔隙潛水不甚發(fā)育，下伏基巖巖體破碎，基巖裂隙水發(fā)育。隧道圍巖結(jié)構(gòu)差，不良地質(zhì)較多，施工難度大。

1.2 施工方法

隧道開(kāi)挖遵循“管超前、嚴(yán)注漿、短開(kāi)挖、弱爆破、快封閉、勤量測(cè)”[12]的施工原則。Ⅴ級(jí)圍巖采用三臺(tái)階法施工。臺(tái)階長(zhǎng)度根據(jù)設(shè)計(jì)情況及現(xiàn)場(chǎng)情況而定。地質(zhì)情況復(fù)雜，圍巖差，施工難度大，所以開(kāi)挖完后及時(shí)施作仰拱和二襯。

1.3 試驗(yàn)段現(xiàn)場(chǎng)情況

1.3.1 開(kāi)挖揭示情況

掌子面前方為泥質(zhì)頁(yè)巖夾炭質(zhì)頁(yè)巖。炭質(zhì)頁(yè)巖約占35%，掌子面中部偏拱部可見(jiàn)一夾層，徑向?qū)捈s1 m，橫向延伸至掌子面輪廓以外，呈黑色，巖質(zhì)極軟。泥質(zhì)頁(yè)巖約占70%，灰白、深灰色，強(qiáng)風(fēng)化帶,巖質(zhì)極軟。巖體呈薄層片狀結(jié)構(gòu)，層厚約 0.3 cm。巖體破碎，結(jié)構(gòu)面發(fā)育。薄層片狀圍巖受結(jié)構(gòu)面切割部分呈碎石狀松散結(jié)構(gòu)。地下水弱發(fā)育，掌子面潮濕。側(cè)壁經(jīng)常小坍塌，掌子面前方圍巖如圖1所示。

圖1 掌子前方圍巖Fig.1 Surrounding rock in front of the palm

1.3.2 超前地質(zhì)預(yù)報(bào)情況

DK414+649段推測(cè)該段以弱～強(qiáng)風(fēng)化泥巖夾炭質(zhì)泥巖為主，以薄層狀結(jié)構(gòu)為主，層間黏合性差，地下水弱-較發(fā)育，開(kāi)挖后可能出現(xiàn)線狀或股狀滲水，易造成圍巖掉塊或坍塌。

超前地質(zhì)水平鉆：DK414+649段，鉆屑為小顆粒；推斷該段為泥巖夾炭質(zhì)泥巖，質(zhì)軟，開(kāi)挖擾動(dòng)性破碎，完整性和自穩(wěn)力差。

1.3.3 支護(hù)參數(shù)

DK414+647段按臺(tái)階法開(kāi)挖，襯砌結(jié)構(gòu)采用Ⅴ級(jí)絕緣一般錨段復(fù)合式Ⅱ型襯砌(初支厚度 25 cm)，全環(huán)設(shè)置I18型鋼架加強(qiáng)支護(hù)，縱向間距0.8 m/榀，拱部設(shè)置Φ42小導(dǎo)管超前支護(hù)，小導(dǎo)管縱向間距1.6 m/環(huán)，每環(huán)21根，每根長(zhǎng)3.5 m。

1.4 綜合分析

結(jié)合開(kāi)挖揭示圍巖地質(zhì)情況、超前地質(zhì)預(yù)報(bào)成果資料等綜合分析，DK414+647段圍巖級(jí)別為Ⅴ級(jí)。確定具體處理方案如下。

(1)后續(xù)施工過(guò)程中應(yīng)嚴(yán)格按照設(shè)計(jì)要求施作超前支護(hù)、系統(tǒng)支護(hù)及加強(qiáng)支護(hù)等措施，避免因措施施作不及時(shí)、不到位而引起溜坍、初支變形過(guò)大、侵限等安全風(fēng)險(xiǎn)問(wèn)題。加強(qiáng)超前支護(hù)及超前支護(hù)注漿措施，加強(qiáng)鎖腳錨管的施工工藝，提高鋼架連接及架立垂直度的管控。

(2)根據(jù)實(shí)際情況優(yōu)化開(kāi)挖進(jìn)尺，按照新奧法施工，減少對(duì)圍巖的擾動(dòng)，并及時(shí)施作初期支護(hù)、仰拱及時(shí)封閉成環(huán)。現(xiàn)場(chǎng)應(yīng)根據(jù)監(jiān)控量測(cè)及初支內(nèi)凈空斷面掃描結(jié)果，及時(shí)跟進(jìn)二襯。

(3)原設(shè)計(jì)顯示該段侏羅系中統(tǒng)和平鄉(xiāng)組(J2h)地層為含炭質(zhì)巖層地層，注意瓦斯等有害氣體。加強(qiáng)檢測(cè)、通風(fēng)，同時(shí)加強(qiáng)地下水侵蝕性復(fù)查。

2 現(xiàn)場(chǎng)監(jiān)測(cè)與分析

2.1 監(jiān)測(cè)方案設(shè)計(jì)

此段圍巖變形比較大，為了控制隧道圍巖較大的變形，選取發(fā)生較大變形的DK414+647斷面作為監(jiān)測(cè)對(duì)象，圍巖級(jí)別為Ⅴ級(jí)。對(duì)試驗(yàn)斷面分別監(jiān)測(cè)拱頂沉降，圍巖壓力和鋼拱架應(yīng)力，監(jiān)測(cè)圍巖壓力儀器選用YT-200A型振弦式高精度雙膜土壓力盒，監(jiān)測(cè)鋼拱架應(yīng)力儀器選用YT-100A鋼弦式鋼筋測(cè)力計(jì)。將測(cè)點(diǎn)布設(shè)在拱頂、拱腰、最大跨、邊墻，為了使測(cè)量準(zhǔn)確，需對(duì)壓力盒處掌子面作處理，讓壓力盒緊貼圍巖，并且讓噴漿手把壓力盒和圍巖之間噴漿要飽滿。要防止因混凝土的收縮對(duì)線的影響，在內(nèi)軌標(biāo)高線以上設(shè)置藏線筒，來(lái)保護(hù)被測(cè)線。壓力盒和鋼筋計(jì)分別布置在相同的測(cè)點(diǎn)上，測(cè)點(diǎn)布置圖如圖2所示。

圖2 儀器測(cè)點(diǎn)布置Fig.2 Instrument measuring point layout

2.2 圍巖變形

從圖3可以看出，拱頂和周邊收斂達(dá)到基本穩(wěn)定后，拱頂最大沉降為29.9 mm；左拱腰收斂時(shí)最大位移為79.7 mm右拱腰收斂時(shí)最大位移值為128.6 mm。

右拱腰的位移值出現(xiàn)了突變，很大能是由于隧道中臺(tái)階的振動(dòng)爆破引起的。

圖3 測(cè)點(diǎn)位移時(shí)程曲線Fig.3 Point displacement time history curve

2.3 初支系統(tǒng)受力特征

2.3.1 圍巖壓力分布規(guī)律

試驗(yàn)段圍巖壓力時(shí)程曲線如圖4所示。上臺(tái)階開(kāi)挖后中臺(tái)階開(kāi)挖前，拱頂圍巖壓力在前3 d線性增長(zhǎng)，第5天以后趨于平緩；左拱腰在前3 d增長(zhǎng)速率快，此斷面圍巖壓力最大值就出現(xiàn)在此觀測(cè)點(diǎn)，明顯大于右拱腰圍巖壓力，可能存在偏壓現(xiàn)象。中臺(tái)階開(kāi)挖到下臺(tái)階開(kāi)挖前，拱頂圍巖壓力變化不大，左側(cè)拱腰圍巖壓力值有減小的趨勢(shì)，右側(cè)拱腰則變化很小，左側(cè)最大跨出圍巖壓力逐漸地增加，右側(cè)最大跨圍巖壓力變化起伏，受中臺(tái)階開(kāi)挖影響比較大，可能是由于開(kāi)挖輪廓變大，圍巖塑形區(qū)加大，導(dǎo)致圍巖的松動(dòng)。下臺(tái)階開(kāi)挖后各測(cè)點(diǎn)的圍巖壓力都趨于平緩，此時(shí)可能形成自承拱，鋼拱架也已閉合成環(huán)，圍巖基本趨于穩(wěn)定。在圖3中右拱腰的位移發(fā)生了突變，位移明顯增大；圖4中右拱腰的圍巖壓力始終很小，出現(xiàn)此問(wèn)題的原因很可能是右拱腰的壓力盒安裝或者是由于爆破，使壓力盒松動(dòng)，導(dǎo)致右拱腰的壓力盒測(cè)出的圍巖壓力和實(shí)際不符合。各關(guān)鍵部位的圍巖最終受力如圖5所示。

圖4 圍巖壓力時(shí)程曲線Fig.4 Surrounding rock pressure time history curve

圖5 圍巖壓力橫斷面分布Fig.5 Surrounding rock pressure figure of cross section

2.3.2 鋼拱架應(yīng)力分布規(guī)律

試驗(yàn)段鋼拱架應(yīng)力時(shí)程曲線如圖6所示，在上臺(tái)階開(kāi)挖至中臺(tái)階開(kāi)挖前，拱頂鋼拱架應(yīng)力增長(zhǎng)速率較快，在第3天達(dá)到了最大值，左右拱腰處鋼拱架應(yīng)力變化基本相同，受力比較均勻。在中臺(tái)階開(kāi)挖至下臺(tái)階開(kāi)挖前，拱頂鋼拱架應(yīng)力變化不是很明顯，左右拱腰處鋼拱架應(yīng)力變化也很小，可能是中臺(tái)階開(kāi)挖時(shí)，鋼拱架的固定措施做的不是很標(biāo)準(zhǔn)，導(dǎo)致鋼拱架發(fā)生了整體的位移。下臺(tái)階開(kāi)挖后，右側(cè)最大跨，左側(cè)邊墻鋼拱架出現(xiàn)了拉力，可能是鋼拱架未能及時(shí)封閉成環(huán)。右側(cè)最大跨處鋼拱架應(yīng)力出現(xiàn)了U形變化，分析其原因是中、下臺(tái)階的爆破和開(kāi)挖引起的。各測(cè)點(diǎn)鋼拱架最終受力如圖7所示。

圖6 鋼拱架應(yīng)力時(shí)程曲線Fig.6 Steel arch stress time history curve

圖7 鋼拱架應(yīng)力橫斷面分布Fig.7 Steel arch stress cross-sectional distribution

3 三維有限元分析

3.1 計(jì)算原理與假設(shè)

用MIDAS/GTSNX有限元軟件進(jìn)行模擬，來(lái)分析隧道的變形。

(1)假設(shè)土體為均質(zhì)、連續(xù)、各向同性，噴射混凝土采用板單元模擬，超前支護(hù)采用超前小導(dǎo)管，錨桿采用植入式桁架來(lái)模擬。

(2)對(duì)于初期支護(hù)鋼筋網(wǎng)和鋼拱架[13]的考慮采用等效的原理，即鋼筋、鋼拱架與混凝土之間的彈性模量換算。

(3)此施工段為橫洞，有兩個(gè)開(kāi)挖面，且兩開(kāi)挖面距離較近，實(shí)際施工中，兩開(kāi)挖面同時(shí)推進(jìn)。為避免兩個(gè)開(kāi)挖面施工時(shí)爆破的相互影響，在模擬時(shí)，假設(shè)大里程方向施工，而小里程方向停工。

(4)MIDAS/GTSNX是一款針對(duì)巖土領(lǐng)域計(jì)算的大型有限元軟件，具有強(qiáng)大的非線性功能，可以準(zhǔn)確地模擬隧道受力分析。

3.2 計(jì)算模型及參數(shù)

根據(jù)實(shí)際情況，以DK414+647斷面作為試驗(yàn)段，進(jìn)行模型的建立。隧道底部向下取3倍洞徑作為模型的下邊界，上邊界為地表，左右邊界分別取距隧道軸線5倍洞徑。共有34 969個(gè)節(jié)點(diǎn)和59 586個(gè)單元。材料力學(xué)參數(shù)如表1所示。

表1 材料力學(xué)參數(shù)Table 1 Material mechanics parameters

4 計(jì)算結(jié)果與分析

4.1 實(shí)測(cè)數(shù)據(jù)與數(shù)值模擬對(duì)比

由圖8、圖9可以得出以下結(jié)果。

(1)實(shí)測(cè)數(shù)值曲線與模擬數(shù)值曲線變化趨勢(shì)基本相同，因此MIDAS/GTSNX能夠有效地模擬出隧道開(kāi)挖時(shí)拱頂下沉的變化趨勢(shì)。

(2)模擬數(shù)值小于實(shí)測(cè)數(shù)值，可能原因是沒(méi)考慮軟巖的蠕變[14]施工的影響。實(shí)測(cè)數(shù)據(jù)有突變點(diǎn)，可能是因?yàn)楸频挠绊?，還有一個(gè)因素就是隧道涌水比較大，土體比較濕潤(rùn)，在模擬的過(guò)程中未考慮失水固結(jié)沉降的影響。

(3)模擬得出隧道拱頂最大沉降量為22.6 mm，實(shí)測(cè)沉降量為28.8 mm，相差6.2 mm；左側(cè)拱腰位移模擬值為59.5 mm,實(shí)測(cè)值74.7 mm，相差15.2 mm;右側(cè)拱腰位移模擬值為48.03 mm,實(shí)測(cè)值為 121.8 mm,相差73.77 mm。 說(shuō)明實(shí)測(cè)值受隧道施工條件因素的影響比較大。

圖8 拱頂累計(jì)沉降模擬值與實(shí)測(cè)值對(duì)比Fig.8 Comparison of simulated and simulated values of cumulative settlement of arch

圖9 左右拱腰位移模擬值與實(shí)測(cè)值對(duì)比Fig.9 Comparison of simulated and measured values of left and right arch waist displacement

4.2 施工方案的優(yōu)化

試驗(yàn)段不施作臨時(shí)仰拱時(shí)，實(shí)測(cè)隧道拱頂最大沉降值為28.8 mm，最大拱頂相對(duì)下沉速度為 2.1 mm/d；左拱腰最大位移為78.7 mm, 最大位移速度為8.3 mm/d；右拱腰最大位移為129.5 mm, 最大位移速度為12.6 mm/d；大于鐵路規(guī)范標(biāo)準(zhǔn)值0.15 mm/d[15]，因此有必要采取措施來(lái)控制隧道關(guān)鍵位置位移。所以提出了施作臨時(shí)仰拱的方案。通過(guò)數(shù)值模擬對(duì)有無(wú)臨時(shí)仰拱時(shí)隧道位移和圍巖壓力分析，對(duì)比得出合理的優(yōu)化結(jié)果，以便指導(dǎo)后期的施工。

4.2.1 隧道位移

由圖10可知，有臨時(shí)仰拱時(shí)，計(jì)算出隧道拱頂最大沉降為15.52 mm，和無(wú)臨時(shí)仰拱時(shí)的值對(duì)比，沉降減小了15.5%；左拱腰位移值減小了69%；右拱腰位移減小了66.7%。 表明了施作臨時(shí)仰拱對(duì)隧道左右拱腰位移影響比較明顯，對(duì)拱頂位沉降影響不是很明顯?？梢詾橹蟮氖┕ぬ峁﹨⒖肌?/p>

圖10 位移值對(duì)比Fig.10 Comparison of displacement values

4.2.2 圍巖壓力

有臨時(shí)仰拱時(shí)，鋼拱架能夠很快地封閉成環(huán)，形成一個(gè)整體的受力體系中，是將圍巖在開(kāi)挖后初支盡早封閉成環(huán)，使初支發(fā)揮支護(hù)作用，來(lái)提高鋼拱架的承載能力。使圍巖所需的支護(hù)抗力均勻的施加在鋼拱架上，充分發(fā)揮圍巖的自承能力。

計(jì)算結(jié)果表明，施作臨時(shí)仰拱時(shí)，隧道圍巖壓力最大值為143.4 kPa，出現(xiàn)在拱頂位置。圍巖壓力減小了6.5%，說(shuō)明了施作臨時(shí)仰拱對(duì)隧道拱頂圍巖壓力的影響不明顯。

4.2.3 兩種不同支護(hù)方式模擬值對(duì)比分析

由圖11可以得出，在兩種不同施工方法下，隧道拱頂圍巖壓力變化不大，左拱腰圍巖壓力有一定差距。無(wú)臨時(shí)仰拱情況下隧道圍巖壓力大于有臨時(shí)仰拱的情況。

圖11 圍巖壓力模擬值Fig.11 Surrounding rock pressure simulation value

5 結(jié)論

通過(guò)對(duì)玉磨鐵路軟巖隧道的實(shí)際工程進(jìn)行了現(xiàn)場(chǎng)的監(jiān)測(cè)，得出了右側(cè)拱腰處位移發(fā)展比較大。分析了隧道圍巖和鋼拱架的受力特征，左側(cè)拱腰圍巖壓力最大達(dá)到263.3 kPa;鋼拱架右側(cè)受力明顯大于左側(cè)；得出了此隧道受力不對(duì)稱(chēng)，很可能存在偏壓現(xiàn)象。

運(yùn)用MIDAS/GTSNX進(jìn)行模擬，對(duì)隧道的拱頂、左右拱腰位移和圍巖壓力進(jìn)行了分析，探討了有無(wú)臨時(shí)仰拱時(shí)隧道圍巖受力特征和位移的變化。由于數(shù)值模擬時(shí)未考慮爆破震動(dòng)和軟巖蠕變以及時(shí)間效應(yīng)的影響，出現(xiàn)了實(shí)測(cè)數(shù)據(jù)大于模擬數(shù)值，其拱頂下沉的誤差和圍巖的固結(jié)沉降大致相同。得出以下結(jié)論。

(1)實(shí)測(cè)數(shù)據(jù)曲線與模擬數(shù)值曲線變化趨勢(shì)基本相同，因此MIDAS/GTSNX能夠有效地模擬隧道施工過(guò)程，對(duì)施工方案的比選具有可行性。

(2)通過(guò)模擬對(duì)比分析，沉降值減小了15.5%；左拱腰位移值減小了69%；右拱腰位移減小了66.7%。 表明了施作臨時(shí)仰拱對(duì)隧道拱頂?shù)南鲁劣绊懖幻黠@；對(duì)左右拱腰位移的控制比較顯著；在綜合考慮經(jīng)濟(jì)，施工的難易程度下，選用更合理的施工方案。

(3)施作臨時(shí)仰拱時(shí)，隧道圍巖壓力最大值為143.4 kPa，出現(xiàn)在拱頂位置。圍巖壓力減小了6.5%，說(shuō)明了施作臨時(shí)仰拱對(duì)隧道拱頂圍巖壓力的影響較小。

(4)此段地質(zhì)條件下鋼拱架受力的規(guī)律是拱頂、拱腰受壓，最大跨、邊墻受拉。