劉志強(qiáng)， 朱建林， 吳 劍， 匡 亮， 唐思聰

(1. 中鐵西南科學(xué)研究院有限公司， 四川 成都 611731； 2. 西南交通大學(xué) 交通隧道工程教育部重點(diǎn)實(shí)驗(yàn)室， 四川 成都 610031； 3. 中鐵二院工程集團(tuán)有限責(zé)任公司， 四川 成都 610031)

0 引言

目前，高地應(yīng)力作用下擠壓性圍巖大變形問題突出，支護(hù)與圍巖變形難以協(xié)調(diào)，支護(hù)結(jié)構(gòu)易變形侵限、混凝土開裂、鋼架扭曲等，嚴(yán)重影響工程質(zhì)量與進(jìn)度[1-3]。在結(jié)構(gòu)分析中，充分考慮圍巖的流變特性，可使支護(hù)參數(shù)和支護(hù)時(shí)機(jī)的選取更為合理[4-6]。為有效控制圍巖大變形，選用分層支護(hù)結(jié)構(gòu)不失為一種有效的手段，且在國內(nèi)許多工程中得到成功應(yīng)用[7-13]。尤顯明等[7]以蘭渝鐵路木寨嶺隧道嶺脊核心段施工為例，給出“超前導(dǎo)洞應(yīng)力釋放+圓形4層支護(hù)結(jié)構(gòu)+徑向注漿+長錨桿+長錨索”的綜合變形控制方案；喻有彪[8]以景寨隧道為例，在克服高地應(yīng)力大變形實(shí)踐過程中，摸索出以多層初期支護(hù)為主要措施的綜合方案，在變形控制、進(jìn)度指標(biāo)提升、經(jīng)濟(jì)性提升等方面均取得了較好效果；司劍鈞[9]針對蘭渝鐵路兩水隧道極高地應(yīng)力軟巖大變形問題，開展雙層初期支護(hù)和雙層襯砌試驗(yàn)，為隧道支護(hù)和襯砌結(jié)構(gòu)優(yōu)化提供了實(shí)踐依據(jù)；王洪昌[10]研究了雙層初期支護(hù)在牡綏線擴(kuò)能改造工程興源隧道圍巖大變形中的應(yīng)用效果；李華偉[11]采取雙層初期支護(hù)技術(shù)，有效地控制了黑龍江省某隧道的異常變形。

采用分層支護(hù)時(shí)，支護(hù)時(shí)機(jī)的選取尤為重要。鐘友江等[14]結(jié)合成蘭鐵路云屯堡隧道，認(rèn)為第2層初期支護(hù)應(yīng)在第1層初期支護(hù)結(jié)構(gòu)不被破壞前及時(shí)施作；唐雄俊[15]引入初期支護(hù)屈服軸力與圍巖變形折減率作為合理支護(hù)時(shí)機(jī)的判據(jù)，以此來確定深埋隧道合理支護(hù)時(shí)機(jī)；方中明等[16]以湖北省宜巴高速公路峽口隧道為例，分析了隧道水平收斂和拱頂下沉分別在隧道開挖后12 d和15 d變形量達(dá)到其總變形量的90%，認(rèn)為合理的支護(hù)時(shí)機(jī)應(yīng)在隧道開挖后15～25 d；周勇等[17]針對廣梧高速公路牛車頂隧道，探討了巖體流變情況下隧道二次襯砌支護(hù)時(shí)機(jī)確定的理論計(jì)算方法。

綜上所述，目前對于擠壓性大變形隧道的支護(hù)，給出了分層支護(hù)的解決思路，但支護(hù)參數(shù)的選取對工程經(jīng)驗(yàn)頗為依賴，而針對分層支護(hù)參數(shù)和支護(hù)時(shí)機(jī)的系統(tǒng)性研究較少，且研究成果缺乏普適性。因此，本文基于擠壓性大變形隧道的流變特性，采用數(shù)值模擬方法分析不同變形等級(jí)下初期支護(hù)分層支護(hù)模式的合理性，以及支護(hù)時(shí)機(jī)的適應(yīng)性，以期為類似工程提供參考。

1 假定條件

為探討擠壓性大變形隧道采用分層初期支護(hù)的技術(shù)路徑，簡化部分條件做如下假定。

1)同一圍巖參數(shù)在不同埋深下所表現(xiàn)出來的變形等級(jí)可能存在差異，因此，基于蘭渝鐵路木寨嶺隧道現(xiàn)場大型剪切試驗(yàn)及其流變反分析確定圍巖計(jì)算參數(shù)，并通過改變埋深后的整體變形量值對應(yīng)不同變形等級(jí)。

2)鑒于目前初期支護(hù)中鋼架與噴射混凝土聯(lián)合作用的機(jī)制研究并未明確，因此，仍采用剛度等效原則將鋼架彈性模量折算到混凝土彈性模量中。

3)未考慮開挖工法，簡化為全斷面開挖，噴射混凝土及錨桿(索)錨固施工后未考慮待強(qiáng)時(shí)間，認(rèn)為施作后即發(fā)揮作用。

4)僅討論初期支護(hù)的分層支護(hù)參數(shù)及施作時(shí)機(jī)，二次襯砌的施作時(shí)機(jī)可參考蘭渝線、成蘭線經(jīng)驗(yàn)，并在變形未侵限的條件下延后施作。

2 等效支護(hù)抗力量化分析

2.1 量化分析方法

初期支護(hù)中噴射混凝土(含鋼架)作為與隧道圍巖直接接觸的結(jié)構(gòu)，通過與圍巖的協(xié)同變形來維持圍巖的穩(wěn)定性，可采用荷載結(jié)構(gòu)法將圍巖荷載作為外荷載作用在初期支護(hù)結(jié)構(gòu)上，通過結(jié)構(gòu)自身受力狀態(tài)判斷結(jié)構(gòu)穩(wěn)定性及極限狀態(tài)。

初期支護(hù)中的錨桿(索)深入圍巖內(nèi)部，通過相對位移及注漿加固抑制圍巖變形，可通過位移等效原則分析其所能提供的等效支護(hù)抗力。位移等效原則指的是隧道全斷面開挖并同時(shí)施作錨桿(索)變形穩(wěn)定后會(huì)產(chǎn)生一個(gè)位移u1，相同條件下，在隧道開挖后洞壁處施作大小為p的徑向支護(hù)力，圍巖變形穩(wěn)定后產(chǎn)生位移u2，若u1≈u2，則可認(rèn)為錨桿(索)形成的群錨效應(yīng)的等效支護(hù)抗力為p。

因此，基于荷載結(jié)構(gòu)法和位移等效原則可量化分析不同初期支護(hù)參數(shù)能夠提供的等效支護(hù)抗力。

2.2 噴射混凝土等效支護(hù)抗力分析

運(yùn)用有限元分析軟件，通過荷載結(jié)構(gòu)法分析不同厚度C25和C30噴射混凝土與不同型號(hào)鋼拱架組合的初期支護(hù)達(dá)到其承載極限時(shí)所能提供的最大支護(hù)抗力。噴射混凝土力學(xué)參數(shù)如表1所示。另取圍巖彈性反力系數(shù)為150 MPa/m，泊松比ν為0.4。

表1 噴射混凝土力學(xué)參數(shù)Table 1 Mechanical parameters of shotcrete

計(jì)算以單線隧道為例，隧道寬10.48 m、高11.98 m。根據(jù)規(guī)范，豎向荷載為q，水平荷載為e=λ·q。根據(jù)荷載圖示(見圖1(a))，建立計(jì)算模型如圖1(b)所示。其中，支護(hù)結(jié)構(gòu)用Beam3單元模擬，地層支護(hù)用Link10單元模擬，且只受壓。

(a) 支護(hù)結(jié)構(gòu)荷載示意圖

(b) 計(jì)算模型圖1 支護(hù)結(jié)構(gòu)荷載圖示和計(jì)算模型Fig. 1 Loading diagram and calculation model of supporting structure

根據(jù)試算，支護(hù)結(jié)構(gòu)為抗壓強(qiáng)度控制，故施加不同的荷載作用，將支護(hù)結(jié)構(gòu)達(dá)到抗壓強(qiáng)度設(shè)計(jì)值時(shí)的荷載大小作為其在現(xiàn)行規(guī)范要求下的支護(hù)抗力值。經(jīng)計(jì)算，得到不同初期支護(hù)下的等效支護(hù)抗力，如表2和表3及圖2和圖3所示。

表2 C25噴射混凝土+鋼架等效支護(hù)抗力Table 2 C25 shotcrete and steel frame equivalent resistance kPa

表3 C30噴射混凝土+鋼架等效支護(hù)抗力Table 3 C30 shotcrete and steel frame equivalent resistance kPa

圖2 C25噴射混凝土+鋼架等效支護(hù)抗力曲線Fig. 2 Curves of C25 shotcrete and steel frame equivalent resistance

圖3 C30噴射混凝土+鋼架等效支護(hù)抗力曲線Fig. 3 Curves of C30 shotcrete and steel frame equivalent resistance

可知，隨著同一等級(jí)噴射混凝土厚度的增加，其所能提供的支護(hù)抗力不斷增大，采用剛度等效原則計(jì)算時(shí)，鋼架的施作對噴射混凝土的支護(hù)能力起到了一定的增強(qiáng)作用，但增強(qiáng)效果不是特別明顯，在通常設(shè)計(jì)厚度下(25～35 cm)增加10%～18%；同一等級(jí)噴射混凝土厚度情況下，C30噴射混凝土的等效支護(hù)抗力較C25噴射混凝土增加16%～18%。

2.3 錨桿(索)等效支護(hù)抗力

2.3.1 模型及參數(shù)

采用位移等效原則，通過數(shù)值計(jì)算分析砂漿錨桿和預(yù)應(yīng)力長錨索的等效支護(hù)抗力。采用地層結(jié)構(gòu)模型，埋深取300 m，隧道斷面如圖1(a)所示。計(jì)算模型為二維平面應(yīng)變模型。

現(xiàn)場監(jiān)測位移數(shù)據(jù)變化規(guī)律顯示圍巖具有明顯的時(shí)效流變特性，選用廣義Kelvin黏彈塑性流變模型作為圍巖本構(gòu)模型(見圖4)。結(jié)合位移監(jiān)測數(shù)據(jù)，通過最小二乘法曲線擬合得到圍巖本構(gòu)參數(shù)，如表4所示。

表4 黏彈塑性圍巖本構(gòu)參數(shù)Table 4 Viscoelastic-plastic surrounding rock parameters

σ為圍巖應(yīng)力; G1、G2為剪切模量； η2為黏彈性系數(shù)； c為黏聚力; φ為摩擦角。圖4 廣義Kelvin黏彈塑性流變模型Fig. 4 Generalized Kelvin viscoelastic-plastic rheological model

錨桿(索)均采用cable單元進(jìn)行模擬，并根據(jù)各部位的不同功能分別賦予不同的材料參數(shù)。砂漿錨桿參數(shù)如表5所示。預(yù)應(yīng)力錨索參數(shù)如表6所示。

表5 砂漿錨桿參數(shù)Table 5 Mortar bolt parameters

表6 預(yù)應(yīng)力錨索參數(shù)Table 6 Pre-stressed cable parameters

砂漿錨桿沿隧道斷面全環(huán)設(shè)置，間距為1.0 m×1.0 m(環(huán)×縱)。錨索由4根φ15.2 mm的鋼絞線相互絞合而成，分為托盤、自由段和錨固段3部分。其中，自由段占錨索長度的2/3，錨固段占錨索長度的1/3。錨索自由段施加300 kN的預(yù)應(yīng)力，隧道左右邊墻分別設(shè)置5根錨索，間距為2.0 m×1.0 m(環(huán)×縱)。錨桿、錨索設(shè)置示意如圖5所示。

圖5 錨桿、錨索設(shè)置示意圖Fig. 5 Bolt and cable setting diagram

2.3.2 圍巖特征曲線

計(jì)算得到裸洞圍巖變形穩(wěn)定后邊墻單側(cè)收斂位移與徑向支護(hù)抗力間的關(guān)系，如圖6所示。

圖6 圍巖位移與支護(hù)抗力關(guān)系曲線Fig. 6 Curve of relationship between surrounding rock displacement and support resistance

在隧道開挖的同時(shí)施作錨桿(索)，待圍巖變形穩(wěn)定后得到圍巖邊墻收斂位移u2。將u2與圖6進(jìn)行對比分析，則u2位移量值對應(yīng)的支護(hù)抗力就是施作錨桿(索)的等效支護(hù)抗力。

2.3.3 等效支護(hù)抗力

計(jì)算得到不同直徑、不同長度砂漿錨桿的等效支護(hù)抗力如表7和圖7所示。同一直徑的錨桿，其所能提供的支護(hù)抗力隨錨桿長度的增加而逐漸增大。當(dāng)錨桿長度從4 m增加到8 m時(shí)，錨桿提供的支護(hù)抗力增量較大；而當(dāng)錨桿長度從8 m增加到12 m時(shí)，錨桿提供的支護(hù)抗力增量較小。這說明一味地增加錨桿的長度并不能使錨桿的支護(hù)效果明顯增加；同一長度的錨桿，隨著錨桿直徑的增大，其所能提供的支護(hù)抗力逐漸增大，且錨桿直徑的增大對錨桿支護(hù)效果具有明顯的提高作用。

表7 砂漿錨桿等效支護(hù)抗力Table 7 Mortar bolt equivalent resistance

圖7 砂漿錨桿等效支護(hù)抗力曲線Fig. 7 Curves of mortar bolt equivalent resistance

不同長度預(yù)應(yīng)力錨索的等效支護(hù)抗力如表8和圖8所示。在該計(jì)算工況下，錨索長度小于12 m時(shí)，隨著錨索長度的增加，等效支護(hù)抗力不斷增大；當(dāng)錨索長度等于12 m時(shí)，等效支護(hù)抗力達(dá)到最大；而當(dāng)錨索長度大于12 m時(shí)，隨著錨索長度的增加，其對應(yīng)的等效支護(hù)抗力不斷減小。

表8 長錨索等效支護(hù)抗力Table 8 Long anchor cable equivalent resistance

圖8 長錨索等效支護(hù)抗力曲線Fig. 8 Curve of long anchor cable equivalent resistance

預(yù)應(yīng)力長錨索的等效支護(hù)抗力會(huì)出現(xiàn)隨錨索長度增加先增大后減小的規(guī)律，這主要與錨索是否達(dá)到最大軸力值相關(guān)。通過分析錨索長度與圍巖塑性區(qū)范圍之間的關(guān)系，發(fā)現(xiàn)在一定長度錨索范圍內(nèi)，隨著錨索長度的增加，錨索對圍巖變形的控制范圍增大，使得錨索長度越長，其等效支護(hù)抗力越大；當(dāng)錨索長度增加并延伸出圍巖塑性區(qū)范圍，錨索在圍巖變形過程中軸力未達(dá)到最大值，其相對應(yīng)的等效支護(hù)抗力反而減小。

圖9示出300 m和600 m埋深下18 m長錨索軸力與圍巖塑性區(qū)對應(yīng)圖。由圖可知： 300 m埋深時(shí)，錨索超出了圍巖塑性區(qū)，最大軸力為1 255 kN，未達(dá)到錨索抗拉極限1 423 kN，說明錨索的約束能力沒有完全發(fā)揮；600 m埋深時(shí)，錨索在圍巖塑性區(qū)范圍內(nèi)，其軸力達(dá)到抗拉極限1 423 kN，錨索的約束能力得到完全發(fā)揮。

(a) 300 m埋深

(b) 600 m埋深軸力的單位為N。圖9 18 m長錨索軸力與圍巖塑性區(qū)對應(yīng)圖Fig. 9 18 m long anchor cable axial force corresponding to surrounding rock plastic zone

針對不同的工程地質(zhì)條件，還需要對錨桿、錨索的支護(hù)抗力進(jìn)行進(jìn)一步計(jì)算，得到準(zhǔn)確的等效支護(hù)抗力值。

3 噴射混凝土彈塑性參數(shù)反演

在分析中，若將噴射混凝土考慮為線彈性，通常在變形很小的時(shí)候，噴層結(jié)構(gòu)受力就超過其承載極限，但實(shí)際工程中，噴射混凝土破壞時(shí)的變形值遠(yuǎn)大于彈性變形理論值。為反映初期支護(hù)能隨圍巖變形產(chǎn)生較大的位移，選用基于摩爾-庫侖屈服準(zhǔn)則的彈塑性模型，并通過支護(hù)抗力等效原則確定相關(guān)力學(xué)參數(shù)。

以25 cm厚C25噴射混凝土+HW150鋼架為組合的支護(hù)結(jié)構(gòu)為例，通過荷載結(jié)構(gòu)法可知其等效支護(hù)抗力約為330 kPa。根據(jù)圖6可知，隧道開挖后在330 kPa抗力的支護(hù)下圍巖邊墻單側(cè)收斂約為14.56 cm。保持支護(hù)結(jié)構(gòu)的彈性模量和泊松比不變，通過資料調(diào)研，在一定范圍內(nèi)調(diào)整其黏聚力c和摩擦角φ，使得隧道施作支護(hù)結(jié)構(gòu)產(chǎn)生的圍巖邊墻單邊收斂與330 kPa支護(hù)抗力產(chǎn)生的變形規(guī)律一致，如圖10所示，從而確定支護(hù)結(jié)構(gòu)的黏聚力c和摩擦角φ。

圖10 不同支護(hù)圍巖邊墻單側(cè)收斂Fig. 10 Unilateral convergence of sidewalls of surrounding rocks with different supports

據(jù)此方法計(jì)算，得到常用的8種初期支護(hù)的彈塑性參數(shù)，如表9所示。

表9 初期支護(hù)的彈塑性參數(shù)反演結(jié)果Table 9 Elastic-plastic parameters inversion results of primary support

4 分層初期支護(hù)適應(yīng)性分析

4.1 分層支護(hù)的思路

4.1.1 圍巖與支護(hù)相互作用曲線

考慮流變效應(yīng)的圍巖與支護(hù)相互作用曲線如圖11所示。

u0表示圍巖特征曲線與支護(hù)曲線交點(diǎn)的位移值；u*表示結(jié)構(gòu)破壞時(shí)現(xiàn)場的位移監(jiān)測值。圖11 圍巖與支護(hù)相互作用曲線Fig. 11 Interaction curve between surrounding rock and support

u0和u*存在3種關(guān)系： 1)當(dāng)u0u*時(shí)，表明支護(hù)參數(shù)不能抵抗住圍巖壓力，需在變形值達(dá)到u*之前施作下一層支護(hù)。以此類推，利用分層支護(hù)使最終的支護(hù)參數(shù)條件下u0≤nu*(n表示總計(jì)n層支護(hù))。這是分層支護(hù)參數(shù)和時(shí)機(jī)的確定思路。

從變形能量的角度，隧道開挖后因臨空面的存在，洞周圍巖向洞內(nèi)積聚，一定的支護(hù)條件所能抑制圍巖積聚產(chǎn)生的變形能量是有限的，當(dāng)每一層支護(hù)能夠維持的圍巖變形能量超過其閾值后，支護(hù)與圍巖之間的平衡會(huì)被打破，圍巖會(huì)因進(jìn)一步積聚能量產(chǎn)生持續(xù)的變形，因此需要施作下一層支護(hù)，直至分層支護(hù)所能提供的穩(wěn)定能力超過圍巖總的變形能量時(shí)，兩者達(dá)到平衡狀態(tài)。

在分析過程中，需要明確以下3點(diǎn)： 1)確定支護(hù)結(jié)構(gòu)的極限抗力； 2)構(gòu)建如圖11所示的支護(hù)抗力曲線； 3)確定u*的取值。

對于u*，國內(nèi)大量現(xiàn)場案例均表明，當(dāng)u*=15～30 cm時(shí)[18]，噴射混凝土出現(xiàn)開裂現(xiàn)象，故u*可取為15 cm(隧道單側(cè)邊墻位移值)?？紤]支護(hù)參數(shù)時(shí)，初步按以往支護(hù)經(jīng)驗(yàn)進(jìn)行驗(yàn)算。

計(jì)算模型采用地層結(jié)構(gòu)二維平面應(yīng)變模型，計(jì)算過程中的時(shí)間等同于現(xiàn)實(shí)中的真實(shí)時(shí)間。通過對不同變形等級(jí)下擠壓性大變形隧道的支護(hù)參數(shù)進(jìn)行分析，提出不同變形等級(jí)下分層支護(hù)的參數(shù)建議及合理支護(hù)時(shí)機(jī)。

4.1.2 計(jì)算模型

數(shù)值計(jì)算模型尺寸(X×Y×Z)為200 m×1 m×200 m，計(jì)算參數(shù)同上文，頂部施加荷載邊界實(shí)現(xiàn)對不同埋深的模擬。局部計(jì)算模型如圖12所示。

圖12 計(jì)算模型Fig. 12 Calculation model

計(jì)算隧道裸洞在埋深為300、450、600 m時(shí)，水平收斂位移值(兩側(cè)之和)分別為29.4、64.6、95.5 cm，分別對應(yīng)輕微、中等和強(qiáng)烈大變形3個(gè)等級(jí)[19]。

4.2 輕微大變形與1層支護(hù)

輕微大變形地段采用1層支護(hù)，開挖后即施作噴射混凝土+型鋼支護(hù)，及時(shí)施作錨桿。經(jīng)計(jì)算，25 cm厚C25噴射混凝土+HW150@1.0 m的等效支護(hù)抗力為330 kPa，3.5 m長φ25砂漿錨桿@1.0 m×0.6 m(環(huán)×縱)的等效支護(hù)抗力為273.3 kPa。1層支護(hù)作用下圍巖與支護(hù)變形時(shí)程曲線如圖13所示。輕微大變形地段圍巖與支護(hù)相互作用曲線如圖14所示。

圖13 1層支護(hù)作用下圍巖與支護(hù)變形時(shí)程曲線Fig. 13 Surrounding rock and support deformation curves under one-layer support

圖14 輕微大變形地段圍巖與支護(hù)相互作用曲線Fig. 14 Interaction curve between surrounding rock and support for slightly-large deformation

由圖13和圖14可知： 僅采用C25噴射混凝土+HW150型鋼支護(hù)時(shí)，圍巖與結(jié)構(gòu)最終變形在14.53 cm左右，接近u*=15 cm；及時(shí)施加3.5 m長錨桿后，變形最終控制在9.84 cm，小于u*，表明支護(hù)形式合理。故輕微大變形地段建議采用單層初期支護(hù)+短錨桿的支護(hù)形式，即： 25 cm厚C25噴射混凝土+HW150@1.0 m，及時(shí)施作3.5 m長φ25砂漿錨桿@1 m×0.6 m(環(huán)×縱)。

4.3 中等大變形與2層支護(hù)

2層及以上支護(hù)尚需考慮支護(hù)時(shí)機(jī)，擬采用2層支護(hù)進(jìn)行中等大變形地段圍巖變形控制。圍巖的支護(hù)特征曲線如圖15所示。

圖15 中等大變形地段圍巖與支護(hù)相互作用曲線Fig. 15 Surrounding rock and support curve of moderately-large deformation

4.3.1 支護(hù)參數(shù)選取

2層支護(hù)作用下，總體變形不應(yīng)大于2u*，即30 cm，此時(shí)對應(yīng)的支護(hù)抗力為400～450 kPa。在實(shí)際工程中，考慮一定的安全富余，單次變形宜控制在10 cm，最終所需支護(hù)抗力約為700 kPa。故1層支護(hù)選用25 cm厚C25噴射混凝土+HW150@1.0 m和6 m長φ25砂漿錨桿@1.0 m×0.6 m(環(huán)×縱)，等效支護(hù)抗力分別為330 kPa和339.6 kPa；2層支護(hù)選用25 cm厚C25噴射混凝土+HW150@1.0 m，等效支護(hù)抗力為330 kPa?？傊ёo(hù)抗力為999.6 kPa。

4.3.2 2層支護(hù)時(shí)機(jī)選取

1層支護(hù)施加后的圍巖與結(jié)構(gòu)變形時(shí)程曲線如圖16所示。

圖16 1層支護(hù)作用下圍巖與結(jié)構(gòu)變形時(shí)程曲線Fig. 16 Surrounding rock and support deformation curve under one-layer support

由圖16可知，1層支護(hù)的最終穩(wěn)定值為21.72 mm，大于u*，承載能力不滿足要求。宜在初期支護(hù)施加5 d后施作2層支護(hù)，此時(shí)圍巖實(shí)際位移值為10.10 cm。2層支護(hù)施加后的圍巖與結(jié)構(gòu)變形時(shí)程曲線如圖17所示。

圖17 2層支護(hù)作用下圍巖與結(jié)構(gòu)變形時(shí)程曲線Fig. 17 Surrounding rock and support deformation curve under two-layer support

由圖17可知，2層支護(hù)施加后，最終的變形值為15.25 mm，小于2u*，支護(hù)參數(shù)合理，該過程的圍巖與支護(hù)相互作用曲線如圖18所示。故中等大變形地段建議采用2層初期支護(hù)+短錨桿的支護(hù)形式，即： 1層支護(hù)25 cm厚C25噴射混凝土+HW150@1.0 m和6 m長φ25砂漿錨桿@1 m×0.6 m(環(huán)×縱)，開挖后即施作； 2層支護(hù)25 cm厚C25噴射混凝土+HW150@1.0 m，開挖5 d后施作。

圖18 中等大變形地段圍巖與支護(hù)相互作用曲線Fig. 18 Interaction curve between surrounding rock and support for moderately-large deformation

4.4 強(qiáng)烈大變形與3層支護(hù)

不同于輕微和中等大變形，強(qiáng)烈大變形地段的隧道輪廓需優(yōu)化，通常采用圓形洞室，半徑取為5.62 m。強(qiáng)烈大變形地段洞室形狀及支護(hù)如圖19所示。

圖19 強(qiáng)烈大變形地段洞室形狀及支護(hù)Fig. 19 Cavern shape and support in extremely-large deformation

經(jīng)試算，強(qiáng)烈大變形地段采用2層支護(hù)且及早施作時(shí)能滿足驗(yàn)算，但考慮結(jié)構(gòu)長期安全儲(chǔ)備及施工時(shí)空條件，所以強(qiáng)烈大變形地段的支護(hù)擬選用3層支護(hù)，具體參數(shù)如下。

1)1層支護(hù)： 25 cm厚C25噴射混凝土+HW175@1.0 m和4.0 m長φ25砂漿錨桿@1.0 m×0.6 m(環(huán)×縱)，等效支護(hù)抗力分別為449.5 kPa和370.1 kPa，4 d(u=11.89 cm)后施作18 m長錨索@2.0 m×0.6 m(環(huán)×縱)。

2)2層支護(hù)： 20 cm厚C25噴射混凝土+HW175@1.0 m，等效支護(hù)抗力為372.5 kPa，開挖8 d(u=16.47 cm)后施作。

3)3層支護(hù)： 20 cm厚C25噴射混凝土+HW175@1.0 m，等效支護(hù)抗力為372.5 kPa，開挖12 d(u=17.88 cm)后施作。

該過程的圍巖與支護(hù)相互作用曲線如圖20所示，最終變形值為18.89 cm，小于3u*，說明該支護(hù)參數(shù)滿足承載能力要求。實(shí)際工程中，建議采用預(yù)留第3層支護(hù)空間的方式，或采用長強(qiáng)快錨索(桿)主動(dòng)控制，以達(dá)到減少初期支護(hù)層數(shù)、控制變形的目的。

圖20 強(qiáng)烈大變形地段圍巖與支護(hù)相互作用曲線Fig. 20 Interaction relationship of surrounding rock support for extremely-large deformation

4.5 預(yù)留變形量

隧道初期支護(hù)預(yù)留變形量為預(yù)估的每一層初期支護(hù)變形量×富余系數(shù)(1.2～1.5)。根據(jù)上述分析，同時(shí)考慮不同開挖工法下封閉距離的差異，常規(guī)施工采用臺(tái)階法，相比計(jì)算簡化的全斷面開挖取1.5～2.0倍放大系數(shù)，得到不同等級(jí)擠壓性大變形隧道的預(yù)留變形量，如表10所示。

表10 不同等級(jí)擠壓性大變形隧道預(yù)留變形量Table 10 Reserved deformation of tunnels with different large extrusion deformation cm

5 案例分析

蘭渝鐵路木寨嶺隧道全長19.1 km，最大埋深約為715 m，最大水平主應(yīng)力為32.03 MPa，最小水平主應(yīng)力為18.73 MPa，屬高—極高地應(yīng)力區(qū)。隧址區(qū)地質(zhì)條件復(fù)雜，巖體節(jié)理裂隙發(fā)育，導(dǎo)致隧道圍巖穩(wěn)定性差，極易產(chǎn)生大變形，尤其是斷層帶嶺脊核心段大變形問題特別突出。

為有效控制嶺脊核心段極嚴(yán)重變形，采用圓形斷面+3層初期支護(hù)的結(jié)構(gòu)形式，具體支護(hù)參數(shù)為[20-21]： 第1層支護(hù)33 cm厚C30噴射混凝土，全環(huán)H175鋼架@0.7 m。第2層支護(hù)25 cm厚C30噴射混凝土，全環(huán)H175型鋼@0.7 m，并與第1層初期支護(hù)鋼架交錯(cuò)布置；邊墻設(shè)R38N自進(jìn)式錨桿，長8 m，10根/環(huán)，縱向間距0.7 m，邊墻設(shè)4×15.2 mm錨索，長15 m，10根/環(huán)，環(huán)距1.4 m。第3層支護(hù)40 cm厚C40鋼筋混凝土(或格柵鋼架噴射混凝土)。

通過分析得到第1層支護(hù)的等效支護(hù)抗力為510.4 kPa；第2層支護(hù)的等效支護(hù)抗力為435.4 kPa，長錨桿的等效支護(hù)抗力為396.3 kPa，長錨索的等效支護(hù)抗力為621.2 kPa；第3層支護(hù)的等效支護(hù)抗力為563.6 kPa。

圍巖與支護(hù)相互作用曲線如圖21所示。由圖可知，該支護(hù)參數(shù)滿足承載能力要求，驗(yàn)證了依據(jù)本文方法選取支護(hù)參數(shù)的合理性。

圖21 木寨嶺隧道斷層帶嶺脊核心段圍巖與支護(hù)相互作用曲線 Fig. 21 Interaction relationship of surrounding rock support in Muzhailing tunnel

6 結(jié)論與討論

針對擠壓性大變形隧道，考慮隧道開挖后的流變效應(yīng)，分析分層支護(hù)對圍巖變形的控制效果，對不同等級(jí)擠壓性大變形隧道的適宜支護(hù)形式進(jìn)行研究，得到以下主要結(jié)論。

1)不同變形等級(jí)擠壓性大變形隧道支護(hù)形式分析結(jié)果表明，基于支護(hù)等效抗力分析、圍巖與支護(hù)相互作用曲線的方式確定的分層支護(hù)模式在擠壓性大變形隧道支護(hù)中是可行的。

2)基于荷載結(jié)構(gòu)法和位移等效原則可量化分析不同初期支護(hù)參數(shù)能夠提供的等效支護(hù)抗力，根據(jù)監(jiān)測數(shù)據(jù)可反演分析流變參數(shù)，并根據(jù)流變分析確定不同支護(hù)的施作時(shí)機(jī)。

3)計(jì)算得到不同變形等級(jí)的擠壓性大變形隧道支護(hù)建議參數(shù)與分層形式： 輕微大變形可選用1層初期支護(hù)+短錨桿的支護(hù)形式；中等大變形可選用2層初期支護(hù)+短錨桿的支護(hù)形式；強(qiáng)烈大變形可選用圓形隧道+3層初期支護(hù)+短錨桿+長錨索的支護(hù)形式。

本文初步提出了擠壓性大變形隧道分層支護(hù)的思路，并給出了不同變形等級(jí)擠壓性大變形隧道的支護(hù)參數(shù)和支護(hù)時(shí)機(jī)的建議。然而，在實(shí)際工程中，隧道埋深和地應(yīng)力環(huán)境不盡相同，需在此基礎(chǔ)上進(jìn)行針對性分析，以確定適宜的支護(hù)參數(shù)與時(shí)機(jī)。