孔 超，張俊儒，王海彥，古 松，顧 穎，任松波

（1.西南科技大學(xué) 土木工程與建筑學(xué)院，四川 綿陽 621010；2.西南科技大學(xué) 工程材料與結(jié)構(gòu)沖擊振動(dòng)四川省重點(diǎn)實(shí)驗(yàn)室，四川 綿陽 621010；3.西南交通大學(xué) 土木工程學(xué)院，四川 成都 610031；4.西南交通大學(xué) 交通隧道工程教育部重點(diǎn)試驗(yàn)室，四川 成都 610031；5.南京工業(yè)大學(xué) 交通運(yùn)輸工程學(xué)院，江蘇 南京 210009）

隨著我國中西部鐵路路網(wǎng)的擴(kuò)展與連通，高地應(yīng)力軟弱圍巖條件下修建的鐵路隧道越來越多。在高地應(yīng)力軟弱圍巖中修建隧道時(shí)，由于高地應(yīng)力、高壓強(qiáng)比等問題，隧道施工過程中大變形問題頻發(fā)，例如成蘭鐵路的平安隧道、楊家坪隧道和木寨嶺隧道等，麗香鐵路的長坪隧道、中義隧道和宗思隧道等均出現(xiàn)過大變形問題［1-4］。隧道大變形問題嚴(yán)重威脅施工安全，影響施工進(jìn)度及效益。

目前，對(duì)于隧道大變形，學(xué)界還未有統(tǒng)一的定義［5-7］。施工方一般將隧道支護(hù)變形過大，導(dǎo)致混凝土開裂、剝落，無法保證隧道穩(wěn)定時(shí)的變形稱為大變形。國內(nèi)外學(xué)者對(duì)隧道大變形機(jī)理以及控制技術(shù)開展了大量的研究工作，并取得了一系列的理論與實(shí)踐成果。何滿潮等［8-9］通過對(duì)深部軟巖吸水軟化機(jī)理、深部含結(jié)構(gòu)面軟巖非對(duì)稱大變形機(jī)理、深部巖體軟化大變形機(jī)理等方面進(jìn)行了深入研究，提出了以恒阻大變形錨桿為主體的深部軟巖大變形控制技術(shù)；仇文革等［10-12］基于圍巖能量釋放機(jī)制，研制支護(hù)限阻器，實(shí)現(xiàn)了控制大變形的讓壓支護(hù)；李術(shù)才等［13-14］通過研制鋼格柵混凝土核心筒支護(hù)結(jié)構(gòu)體系，提出并實(shí)現(xiàn)了大變形“先讓再抗后剛”大變形控制思想?？梢姡笞冃畏乐卫砟罱?jīng)歷了由“以抗為主”到“先讓后抗”再到“先讓再抗后剛”的轉(zhuǎn)變。這些理念及大變形控制技術(shù)均已應(yīng)用于隧道現(xiàn)場施工中，且效果較好，但受限于成本以及施工技術(shù)，并未大范圍推廣。

本文以中緬國際通道大（理）瑞（麗）鐵路某隧道大變形段施工為例，基于現(xiàn)場試驗(yàn)段測試數(shù)據(jù)，分析深埋軟巖大變形隧道支護(hù)變形特征；通過數(shù)值模擬及理論分析分別計(jì)算該隧道拱頂及邊墻處的圍巖特征曲線，并根據(jù)隧道變形及破壞特征建立隧道支護(hù)變形失穩(wěn)模型，揭示深埋軟巖大變形隧道支護(hù)承載及失穩(wěn)機(jī)理；基于研究結(jié)果，提出適用于現(xiàn)場的大變形控制措施。

1 工程概述

大瑞鐵路某隧道于2009年開工，2019年順利貫通，歷時(shí)10年。隧道為單線鐵路隧道，馬蹄形斷面，全長5 100 m，設(shè)計(jì)洞高9.0 m，洞寬5.5 m，采用臺(tái)階法開挖。隧道穿越地層主要為砂巖夾泥巖，紫紅、灰綠、褐黃色等，細(xì)～粗粒結(jié)構(gòu)，薄～中厚層狀，節(jié)理發(fā)育，巖石破碎，全隧道均為Ⅳ和Ⅴ級(jí)圍巖。

隧道開挖至DK5+500—DK5+530 段時(shí)（埋深約為200 m），隧道邊墻處發(fā)生大變形，邊墻側(cè)位移達(dá)800 mm，拱頂沉降約200 mm，支護(hù)變形情況如圖1 所示。此時(shí)初期支護(hù)參數(shù)：間距0.6 m 工20 鋼架，拱部設(shè)Φ25 中空錨桿，邊墻設(shè)Φ22 中空錨桿，錨桿長度為3 m，噴射C25 混凝土厚22 cm，預(yù)留變形量為40 mm。

圖1 支護(hù)變形情況

為了解決該支護(hù)大變形，保證支護(hù)的穩(wěn)定，在隧道中設(shè)置30 m 的試驗(yàn)段。試驗(yàn)段采用雙層初支，具體支護(hù)參數(shù)見表1，套拱視現(xiàn)場支護(hù)穩(wěn)定情況施作。在試驗(yàn)段，第1 層初支、第2 層初支和套拱均出現(xiàn)不同程度的剝落開裂，最終變形如圖2所示。

表1 試驗(yàn)段初期支護(hù)參數(shù)

圖2 試驗(yàn)段支護(hù)最終變形情況

2 大變形隧道支護(hù)承載及變形特征

2.1 試驗(yàn)段現(xiàn)場測試

試驗(yàn)段共設(shè)置5 個(gè)測試斷面，各斷面測點(diǎn)布置均相同，如圖3 所示。在2014年9月18日—11月7日進(jìn)行測試，測試時(shí)間共計(jì)50 d。對(duì)試驗(yàn)段第1 層初期支護(hù)的圍巖壓力、噴射混凝土應(yīng)力、鋼架應(yīng)力、錨桿軸力（錨桿長4 m）以及圍巖內(nèi)部位移（圍巖深度5.0 m）進(jìn)行測試。5個(gè)斷面的測試數(shù)據(jù)分布形態(tài)基本相同，因此，本文以圍巖壓力最大段DK5+515斷面為例分析支護(hù)受力及變形。

圖3 試驗(yàn)段測點(diǎn)布置

2.1.1 圍巖壓力

各測點(diǎn)圍巖壓力隨時(shí)間的變化規(guī)律如圖4 所示，最終圍巖壓力數(shù)值及形態(tài)如圖5 所示，均以受壓為正，受拉為負(fù)。從圖4和圖5可以看出：圍巖壓力最大值為1 676.3 kPa，出現(xiàn)在拱頂處；拱腳處圍巖壓力在下臺(tái)階開挖后出現(xiàn)1 個(gè)快速下降趨勢(shì)，且在第2 層初支仰拱施作后逐漸回升；最終圍巖壓力呈拱部較大，邊墻較小的分布形態(tài)。

圖4 圍巖壓力時(shí)程曲線

圖5 圍巖壓力最終分布（單位：kPa）

2.1.2 圍巖內(nèi)部位移及支護(hù)變形

圍巖內(nèi)部各測點(diǎn)的位移均隨測試時(shí)間逐漸增加而增加，并且最后趨于穩(wěn)定，最終圍巖內(nèi)部位移分布如圖6所示，支護(hù)的拱頂沉降、邊墻及墻腳變形如圖7所示。

圖6 圍巖內(nèi)部位移分布（單位：mm）

圖7 襯砌變形時(shí)程曲線

由圖6 和圖7 可以看出：圍巖內(nèi)部位移均較小，最大為拱頂內(nèi)部5 m 處測點(diǎn)的16.67 mm；拱頂沉降為102 mm，邊墻處支護(hù)變形為303 mm；支護(hù)變形與測試的圍巖內(nèi)部位移相差較大，其主要原因是圍巖內(nèi)部位移測試為圍巖內(nèi)部相對(duì)位移，圍巖內(nèi)部位移傳感器布置長度未達(dá)到圍巖破壞范圍，致使傳感器與破壞范圍內(nèi)圍巖共同變形，即5 m 范圍內(nèi)圍巖變形趨勢(shì)基本一致。

文獻(xiàn)［11—13］認(rèn)為：圍巖大變形中圍巖壓力依舊以形變壓力為主，若允許圍巖發(fā)生一定變形，則圍巖壓力會(huì)顯著降低，且部分隧道在初支開裂后（承載力降低）依舊會(huì)趨于穩(wěn)定。若此時(shí)為松散圍巖壓力，初支應(yīng)繼續(xù)變形繼而引發(fā)坍塌。本工程數(shù)值模擬毛洞狀態(tài)下圍巖破裂面約為4.5 m，結(jié)合圍巖內(nèi)部變形測試結(jié)果，可以認(rèn)為該變形條件下圍巖依舊處于“松弛狀態(tài)”，初支所承受圍巖壓力依舊為形變壓力。

2.1.3 錨桿軸力

錨桿軸力各測點(diǎn)數(shù)值隨測試時(shí)間逐漸增加最后趨于穩(wěn)定，錨桿軸力分布如圖8所示，圖中受拉為正，受壓為負(fù)。錨桿打設(shè)長度為4 m，錨桿并未穿透圍巖破裂面，故錨桿軸力整體較小，并未充分發(fā)揮作用。

圖8 錨桿軸力分布（單位：kN）

2.2 由現(xiàn)場測試結(jié)果發(fā)現(xiàn)的問題

根據(jù)上述現(xiàn)場測試結(jié)果，發(fā)現(xiàn)主要存在如下問題。

（1）邊墻處支護(hù)的變形與其承受的圍巖壓力、支護(hù)剛度以及圍巖內(nèi)部變形均不匹配。測試結(jié)果中支護(hù)變形已達(dá)303 mm，但邊墻圍巖內(nèi)部5 m 處測點(diǎn)變形僅為16.67 mm；邊墻處圍巖壓力僅為100～400 kPa；測試段設(shè)置了2 層初期支護(hù)及1 層套拱，但依舊無法抑制邊墻支護(hù)變形，其他段落回填、設(shè)置鋼橫撐后，鋼橫撐也彎曲變形，如圖9所示。

圖9 其他段落鋼橫撐變形情況

（2）拱頂支護(hù)變形與承受圍巖壓力不匹配。測試結(jié)果中拱頂為圍巖壓力最大處，但變形最大處為邊墻。

為此需要進(jìn)一步研究確定：測試中支護(hù)承受圍巖壓力（特別是邊墻）是否為真實(shí)圍巖壓力；邊墻處支護(hù)變形無法控制是由于支護(hù)剛度不夠（已設(shè)置3 層支護(hù)），還是由于現(xiàn)有斷面形式下支護(hù)剛度無法充分利用。

3 大變形隧道支護(hù)承載機(jī)理

3.1 隧道圍巖特征曲線的確定

對(duì)于深埋軟弱圍巖的擠壓性大變形，普遍認(rèn)為需要充分利用圍巖的松弛特性，通過圍巖適度變形釋放圍巖壓力，之后再利用高強(qiáng)度的支護(hù)控制圍巖變形，以有效控制圍巖穩(wěn)定。圍巖特征曲線的確定是該理論能夠有效實(shí)施的關(guān)鍵，采用新奧法繪制的圍巖特征曲線示意圖如圖10 所示［15］。圖中：A和A'分別為不同支護(hù)剛度下支護(hù)特征曲線與圍巖特征曲線的交點(diǎn)；點(diǎn)k表示圍巖由松弛狀態(tài)轉(zhuǎn)為離散狀態(tài)。

圖10 新奧法文獻(xiàn)中常見的圍巖特征曲線示意圖

基于新奧法中收斂-約束法的原理，提出1 種利用數(shù)值模擬計(jì)算獲取圍巖特征曲線的方法：通過人為控制圍巖變形量，在此圍巖變形量下設(shè)置剛性支護(hù)，計(jì)算在此變形狀態(tài)下圍巖與剛性支護(hù)之間的接觸壓力（圍巖壓力），不同圍巖變形下的圍巖壓力曲線即為圍巖特征曲線。

數(shù)值模擬采用有限差分元軟件FLAC3D。模型尺寸取橫向100 m，豎向60 m，縱向1 m（單位長度）。剛性支護(hù)采用結(jié)構(gòu)單元Liner 模擬，Liner 與圍巖之間會(huì)自動(dòng)生成接觸面，可以模擬襯砌與圍巖之間的剪切滑移、閉合張拉等相互作用。在Liner單元與圍巖單元之間設(shè)置法向彈簧，以模擬圍巖與支護(hù)之間的分離與閉合，法向彈簧所承受的壓力即可視為圍巖作用于支護(hù)上的力。當(dāng)支護(hù)為剛體時(shí)，近似認(rèn)為法向彈簧所承受的壓力為支護(hù)抗力。采用應(yīng)力邊界以模擬實(shí)際圍巖應(yīng)力狀態(tài)，豎向地應(yīng)力Pv為4.0 MPa，橫向地應(yīng)力Ph為2.2 MPa，不考慮重力。由此建立的數(shù)值模型如圖11 所示。圍巖、支護(hù)（近似為剛性支護(hù)）及接觸面的參數(shù)取值分別見表2 及表3。表3 中：cs_nk 為接觸面法相剛度，cs_sk 為接觸面切向剛度，cs_ncut 為接觸面抗拉強(qiáng)度，cs_scoh為接觸面黏聚力。

圖11 有限元模型

表2 圍巖及支護(hù)的物理力學(xué)參數(shù)

表3 Liner單元接觸面的力學(xué)參數(shù)

為了驗(yàn)證數(shù)值模擬結(jié)果，采用Hoek 理論進(jìn)行計(jì)算。Hoek基于收斂-約束法得出的高地應(yīng)力軟巖隧道圍巖特征曲線計(jì)算方程［14］為

其中，

式中：εi為測點(diǎn)i處隧道收斂值與隧道半徑r的比值；σcm為巖體強(qiáng)度，MPa；p0為地應(yīng)力，MPa；pi為測點(diǎn)i處支護(hù)抗力（圍巖壓力），MPa。

對(duì)該工程實(shí)例，取r=4.8 m，σcm=0.4 MPa，拱頂處p0=4.0 MPa，邊墻處p0=2.2 MPa。分別采用數(shù)值模擬和Hoek 理論計(jì)算，得到的圍巖特征曲線如圖12所示。

圖12 拱頂及邊墻圍巖特征曲線

由圖4和圖12可得如下結(jié)論。

（1）拱頂圍巖壓力的實(shí)測值為1.67 MPa，數(shù)值模擬值為1.46 MPa，兩者基本吻合。邊墻處圍巖壓力實(shí)測值為0.13～0.45 MPa，數(shù)值模擬值為1.31 MPa，可見實(shí)測值較小，這是由于邊墻處支護(hù)無法穩(wěn)定，支護(hù)能夠承受的荷載有限，使測試圍巖壓力遠(yuǎn)小于實(shí)際圍巖壓力，該圍巖壓力測試結(jié)果不能直接用來指導(dǎo)設(shè)計(jì)及施工。

（2）Hoek 理論計(jì)算結(jié)果中，隨著圍巖變形的逐步增大，支護(hù)抗力會(huì)趨向于零。實(shí)際工程中，擠壓性圍巖隨著圍巖變形增加，會(huì)由“松弛”轉(zhuǎn)向“松散”［16］，專家普遍認(rèn)為圍巖壓力隨圍巖變形的發(fā)展先減小再增加后趨于穩(wěn)定，本文提出的圍巖特性曲線數(shù)值分析方法與該趨勢(shì)基本一致，根據(jù)數(shù)值模擬得到的圍巖特征曲線可知，本工程中支護(hù)承受圍巖壓力的最小值約在圍巖變形300～400 mm時(shí)。

（3）圍巖可承擔(dān)的圍巖壓力比例是有極限的，以本工程為例，拱頂處承擔(dān)圍巖壓力極限比例（圖12中圍巖壓力最小值除以地應(yīng)力p0）為63.5%，邊墻處為34.7%。根據(jù)數(shù)值計(jì)算結(jié)果可知，作用于支護(hù)上的圍巖壓力隨著圍巖變形的增大先減小后又逐漸增加，故適宜的圍巖變形控制值才能夠充分發(fā)揮圍巖承載能力，從而盡量減少支護(hù)承受的圍巖壓力。根據(jù)理論計(jì)算可知，作用于支護(hù)上的圍巖壓力隨著圍巖變形的增大而逐漸減少直至為零，這與實(shí)際是不相符的，故根據(jù)現(xiàn)有理論計(jì)算無法確定合適的圍巖變形控制值。

3.2 隧道支護(hù)變形失穩(wěn)機(jī)理

本工程中，主要表現(xiàn)為隧道邊墻破壞，在現(xiàn)有圍巖壓力下，隧道邊墻在變形失穩(wěn)過程中受力示意如圖13 所示。圖中：箭頭表示豎向壓應(yīng)力。邊墻失穩(wěn)破壞可以將其看作結(jié)構(gòu)穩(wěn)定失效（構(gòu)件在外力作用下產(chǎn)生過量的彈性變形）與剛度失效的結(jié)合。這是由于邊墻曲度小，邊墻處支護(hù)承受較大豎向壓力及側(cè)向力，支護(hù)無法約束水平變形，邊墻穩(wěn)定失效并同時(shí)伴隨剛度失效。

圖13 邊墻變形失穩(wěn)受力示意圖

工程中邊墻結(jié)構(gòu)變形、開裂直至失穩(wěn)的過程可以大致分為2 個(gè)階段。階段1 時(shí)，較大側(cè)向力下引起的結(jié)構(gòu)剛度失效，構(gòu)件在外力作用下產(chǎn)生過量的彈性變形；階段2 時(shí)，壓力及側(cè)向力共同作用下引起的穩(wěn)定失效，這也是支護(hù)失穩(wěn)的最主要原因。

在第1 層支護(hù)邊墻穩(wěn)定失效后，再施作第2 層支護(hù)也會(huì)發(fā)生穩(wěn)定失效。即在初始發(fā)生穩(wěn)定失效后，接次分層施作支護(hù)，無法發(fā)揮聯(lián)合支護(hù)效果，這也是現(xiàn)場測試中即使施作3層支護(hù)，邊墻處測試圍巖壓力依舊較小的本質(zhì)原因：后續(xù)支護(hù)施做后即發(fā)生穩(wěn)定失效，無法提供有效支護(hù)抗力。

現(xiàn)有斷面形式下邊墻對(duì)水平變形可能是極為敏感的，如果水平變形超過一定數(shù)值，便可能使邊墻的失穩(wěn)受力由圖13（b）過渡至圖13（d）。

為驗(yàn)證上述分析結(jié)果，設(shè)置4 種工況進(jìn)行對(duì)比計(jì)算分析，4種工況計(jì)算參數(shù)見表4。其中：前3個(gè)工況的圍巖壓力取圍巖特征曲線中拱頂和邊墻最小圍巖壓力；工況4的圍巖壓力取實(shí)測值。圍巖的參數(shù)：彈性抗力為80 MPa·m-1，泊松比為0.35。建立荷載-結(jié)構(gòu)模型如圖14所示，圖中紅色為圍巖壓力，藍(lán)色為襯砌及反力彈簧。不同工況下初期支護(hù)變形計(jì)算結(jié)果見表5。

圖14 荷載-結(jié)構(gòu)計(jì)算模型

表4 工況設(shè)置

由表5 可以看出：工況1 初支變形與實(shí)測較為接近，工況2 及工況3 初支厚度的增加能夠有效減少初支變形；工況4隧道初支是能夠穩(wěn)定的，但這與實(shí)際情況不符，現(xiàn)場邊墻變形已達(dá)303 mm，這是由于現(xiàn)場邊墻處初期支護(hù)發(fā)生穩(wěn)定失效并同時(shí)伴隨剛度失效，導(dǎo)致支護(hù)無法提供足夠的支護(hù)抗力，邊墻處測試圍巖壓力值遠(yuǎn)小于實(shí)際圍巖壓力。

表5 各工況初期支護(hù)變形

綜合表4 和表5 可知，若要使初期支護(hù)橫向變形小于100 mm，則一次性施作初支厚度至少50 cm。在前述分析中也提出分層支護(hù)中，如果第1層支護(hù)由于彈性變形過大發(fā)生剛度失效，后續(xù)支護(hù)的支護(hù)效果便無法有效抑制圍巖變形。故現(xiàn)有馬蹄形斷面形式下通過設(shè)置多層支護(hù)（增加剛度和厚度）來解決大變形問題效果較差。

4 大變形控制工程措施

根據(jù)上述分析，對(duì)隧道斷面及支護(hù)參數(shù)進(jìn)行優(yōu)化，提出將隧道斷面改為圓形（直徑為4.5 m），噴射混凝土厚度增加至30 cm，預(yù)留變形量增加至40 cm，鋼架于拱部和邊墻每側(cè)各增設(shè)1 根Φ115 共4束預(yù)應(yīng)力錨索，每根長8 m，每榀4根。

利用3.1 節(jié)計(jì)算模型及計(jì)算參數(shù)。不考慮圍巖釋放率以及錨索支護(hù)效果，計(jì)算得圍巖壓力分布如圖15 所示。由圖15 可知：無應(yīng)力釋放下圓形斷面襯砌承受圍巖壓力相對(duì)均勻，最大圍巖壓力為2 021.6 kPa。

圖15 無應(yīng)力釋放時(shí)圓形斷面所承受圍巖壓力（單位：kPa）

將圓形斷面受力簡化為如圖16 所示。圖中：p為作用在支護(hù)上的圍巖壓力，MPa；N為襯砌所受軸力，N；M為襯砌所受彎矩，N·m；φ為隧道軸線與襯砌任意一點(diǎn)與圓點(diǎn)連線的夾角，（°）。

圖16 圓形斷面受圍壓示意圖

假設(shè)隧道襯砌為自由變形的勻質(zhì)圓環(huán)，按照結(jié)構(gòu)力學(xué)方法計(jì)算可得

當(dāng)θ=時(shí)，由式（3）得

根據(jù)截面應(yīng)力計(jì)算式有

式中：σt為襯砌軸向壓應(yīng)力，MPa；δ為襯砌厚度，m。

由式（4）和式（5）可得

針對(duì)本工程，取p=2.0，1.5 MPa，r=4.5 m，δ=0.30 m；代入式（6）可得σt=30，22.5 MPa。本工程中噴射混凝土強(qiáng)度為C25，抗壓強(qiáng)度為25.0 MPa，即當(dāng)斷面采用圓形時(shí)，作用在支護(hù)上的圍巖壓力為1.5 MPa時(shí)，現(xiàn)有支護(hù)條件基本能夠保證隧道穩(wěn)定。

按照上述大變形控制工程措施施工后，初支變形基本得到了控制，并且隧道施工進(jìn)度有所增加，由1～3 m·月-1增至20 m·月-1。

5 結(jié) 論

（1）文中提出了一種通過數(shù)值模擬獲取全過程圍巖特征曲線的方法，該方法能夠有效獲取圍巖壓力全過程曲線。根據(jù)圍巖壓力全過程曲線可知，本工程中支護(hù)承受圍巖壓力的最小值約在圍巖變形300～400 mm時(shí)。

（2）根據(jù)現(xiàn)場測試結(jié)果，發(fā)現(xiàn)隧道邊墻處支護(hù)變形與圍巖內(nèi)部變形、承受圍巖壓力以及支護(hù)剛度均不匹配，拱頂支護(hù)變形與承受圍巖壓力不匹配，現(xiàn)場測試中支護(hù)承受圍巖壓力可能不是真實(shí)圍巖壓力。

（3）圍巖可承擔(dān)的圍巖壓力比例是有極限的，并不能通過一味地釋放圍巖變形使圍巖承載大部分圍巖壓力。以本工程為例，拱頂處承擔(dān)圍巖荷載極限比例為63.5%，邊墻處為34.7%，適宜的圍巖變形控制值才能夠充分發(fā)揮圍巖承載能力。

（4）馬蹄形斷面隧道邊墻結(jié)構(gòu)變形、開裂直至失穩(wěn)的過程可以大致分為2 個(gè)階段。階段1：較大側(cè)向力下引起的結(jié)構(gòu)剛度失效，構(gòu)件在外力作用下產(chǎn)生過量的彈性變形。階段2：壓力及側(cè)向力共同作用下引起的穩(wěn)定失效。即邊墻失穩(wěn)為結(jié)構(gòu)穩(wěn)定失效與剛度失效的雙重作用。

（5）針對(duì)該工程，提出將隧道斷面由馬蹄形改為圓形，并且預(yù)留合理變形量以及增設(shè)長錨索等措施，有效解決了該段大變形問題，初支變形基本得到了控制，并且隧道施工進(jìn)度有所增長，由1～3 m·月-1增至20 m·月-1。