深埋软岩大变形隧道支护变形特征及承载机理研究

2021-12-09张俊儒王海彦任松波

中国铁道科学 2021年6期

孔超，张俊儒，王海彦，古松，顾颖，任松波

（1.西南科技大学土木工程与建筑学院，四川绵阳 621010；2.西南科技大学工程材料与结构冲击振动四川省重点实验室，四川绵阳 621010；3.西南交通大学土木工程学院，四川成都 610031；4.西南交通大学交通隧道工程教育部重点试验室，四川成都 610031；5.南京工业大学交通运输工程学院，江苏南京 210009）

随着我国中西部铁路路网的扩展与连通，高地应力软弱围岩条件下修建的铁路隧道越来越多。在高地应力软弱围岩中修建隧道时，由于高地应力、高压强比等问题，隧道施工过程中大变形问题频发，例如成兰铁路的平安隧道、杨家坪隧道和木寨岭隧道等，丽香铁路的长坪隧道、中义隧道和宗思隧道等均出现过大变形问题［1-4］。隧道大变形问题严重威胁施工安全，影响施工进度及效益。

目前，对于隧道大变形，学界还未有统一的定义［5-7］。施工方一般将隧道支护变形过大，导致混凝土开裂、剥落，无法保证隧道稳定时的变形称为大变形。国内外学者对隧道大变形机理以及控制技术开展了大量的研究工作，并取得了一系列的理论与实践成果。何满潮等［8-9］通过对深部软岩吸水软化机理、深部含结构面软岩非对称大变形机理、深部岩体软化大变形机理等方面进行了深入研究，提出了以恒阻大变形锚杆为主体的深部软岩大变形控制技术；仇文革等［10-12］基于围岩能量释放机制，研制支护限阻器，实现了控制大变形的让压支护；李术才等［13-14］通过研制钢格栅混凝土核心筒支护结构体系，提出并实现了大变形“先让再抗后刚”大变形控制思想。可见，大变形防治理念经历了由“以抗为主”到“先让后抗”再到“先让再抗后刚”的转变。这些理念及大变形控制技术均已应用于隧道现场施工中，且效果较好，但受限于成本以及施工技术，并未大范围推广。

本文以中缅国际通道大（理）瑞（丽）铁路某隧道大变形段施工为例，基于现场试验段测试数据，分析深埋软岩大变形隧道支护变形特征；通过数值模拟及理论分析分别计算该隧道拱顶及边墙处的围岩特征曲线，并根据隧道变形及破坏特征建立隧道支护变形失稳模型，揭示深埋软岩大变形隧道支护承载及失稳机理；基于研究结果，提出适用于现场的大变形控制措施。

1 工程概述

大瑞铁路某隧道于2009年开工，2019年顺利贯通，历时10年。隧道为单线铁路隧道，马蹄形断面，全长5 100 m，设计洞高9.0 m，洞宽5.5 m，采用台阶法开挖。隧道穿越地层主要为砂岩夹泥岩，紫红、灰绿、褐黄色等，细～粗粒结构，薄～中厚层状，节理发育，岩石破碎，全隧道均为Ⅳ和Ⅴ级围岩。

隧道开挖至DK5+500—DK5+530 段时（埋深约为200 m），隧道边墙处发生大变形，边墙侧位移达800 mm，拱顶沉降约200 mm，支护变形情况如图1 所示。此时初期支护参数：间距0.6 m 工20 钢架，拱部设Φ25 中空锚杆，边墙设Φ22 中空锚杆，锚杆长度为3 m，喷射C25 混凝土厚22 cm，预留变形量为40 mm。

图1 支护变形情况

为了解决该支护大变形，保证支护的稳定，在隧道中设置30 m 的试验段。试验段采用双层初支，具体支护参数见表1，套拱视现场支护稳定情况施作。在试验段，第1 层初支、第2 层初支和套拱均出现不同程度的剥落开裂，最终变形如图2所示。

表1 试验段初期支护参数

图2 试验段支护最终变形情况

2 大变形隧道支护承载及变形特征

2.1 试验段现场测试

试验段共设置5 个测试断面，各断面测点布置均相同，如图3 所示。在2014年9月18日—11月7日进行测试，测试时间共计50 d。对试验段第1 层初期支护的围岩压力、喷射混凝土应力、钢架应力、锚杆轴力（锚杆长4 m）以及围岩内部位移（围岩深度5.0 m）进行测试。5个断面的测试数据分布形态基本相同，因此，本文以围岩压力最大段DK5+515断面为例分析支护受力及变形。

图3 试验段测点布置

2.1.1 围岩压力

各测点围岩压力随时间的变化规律如图4 所示，最终围岩压力数值及形态如图5 所示，均以受压为正，受拉为负。从图4和图5可以看出：围岩压力最大值为1 676.3 kPa，出现在拱顶处；拱脚处围岩压力在下台阶开挖后出现1 个快速下降趋势，且在第2 层初支仰拱施作后逐渐回升；最终围岩压力呈拱部较大，边墙较小的分布形态。

图4 围岩压力时程曲线

图5 围岩压力最终分布（单位：kPa）

2.1.2 围岩内部位移及支护变形

围岩内部各测点的位移均随测试时间逐渐增加而增加，并且最后趋于稳定，最终围岩内部位移分布如图6所示，支护的拱顶沉降、边墙及墙脚变形如图7所示。

图6 围岩内部位移分布（单位：mm）

图7 衬砌变形时程曲线

由图6 和图7 可以看出：围岩内部位移均较小，最大为拱顶内部5 m 处测点的16.67 mm；拱顶沉降为102 mm，边墙处支护变形为303 mm；支护变形与测试的围岩内部位移相差较大，其主要原因是围岩内部位移测试为围岩内部相对位移，围岩内部位移传感器布置长度未达到围岩破坏范围，致使传感器与破坏范围内围岩共同变形，即5 m 范围内围岩变形趋势基本一致。

文献［11—13］认为：围岩大变形中围岩压力依旧以形变压力为主，若允许围岩发生一定变形，则围岩压力会显著降低，且部分隧道在初支开裂后（承载力降低）依旧会趋于稳定。若此时为松散围岩压力，初支应继续变形继而引发坍塌。本工程数值模拟毛洞状态下围岩破裂面约为4.5 m，结合围岩内部变形测试结果，可以认为该变形条件下围岩依旧处于“松弛状态”，初支所承受围岩压力依旧为形变压力。

2.1.3 锚杆轴力

锚杆轴力各测点数值随测试时间逐渐增加最后趋于稳定，锚杆轴力分布如图8所示，图中受拉为正，受压为负。锚杆打设长度为4 m，锚杆并未穿透围岩破裂面，故锚杆轴力整体较小，并未充分发挥作用。

图8 锚杆轴力分布（单位：kN）

2.2 由现场测试结果发现的问题

根据上述现场测试结果，发现主要存在如下问题。

（1）边墙处支护的变形与其承受的围岩压力、支护刚度以及围岩内部变形均不匹配。测试结果中支护变形已达303 mm，但边墙围岩内部5 m 处测点变形仅为16.67 mm；边墙处围岩压力仅为100～400 kPa；测试段设置了2 层初期支护及1 层套拱，但依旧无法抑制边墙支护变形，其他段落回填、设置钢横撑后，钢横撑也弯曲变形，如图9所示。

图9 其他段落钢横撑变形情况

（2）拱顶支护变形与承受围岩压力不匹配。测试结果中拱顶为围岩压力最大处，但变形最大处为边墙。

为此需要进一步研究确定：测试中支护承受围岩压力（特别是边墙）是否为真实围岩压力；边墙处支护变形无法控制是由于支护刚度不够（已设置3 层支护），还是由于现有断面形式下支护刚度无法充分利用。

3 大变形隧道支护承载机理

3.1 隧道围岩特征曲线的确定

对于深埋软弱围岩的挤压性大变形，普遍认为需要充分利用围岩的松弛特性，通过围岩适度变形释放围岩压力，之后再利用高强度的支护控制围岩变形，以有效控制围岩稳定。围岩特征曲线的确定是该理论能够有效实施的关键，采用新奥法绘制的围岩特征曲线示意图如图10 所示［15］。图中：A和A'分别为不同支护刚度下支护特征曲线与围岩特征曲线的交点；点k表示围岩由松弛状态转为离散状态。

图10 新奥法文献中常见的围岩特征曲线示意图

基于新奥法中收敛-约束法的原理，提出1 种利用数值模拟计算获取围岩特征曲线的方法：通过人为控制围岩变形量，在此围岩变形量下设置刚性支护，计算在此变形状态下围岩与刚性支护之间的接触压力（围岩压力），不同围岩变形下的围岩压力曲线即为围岩特征曲线。

数值模拟采用有限差分元软件FLAC3D。模型尺寸取横向100 m，竖向60 m，纵向1 m（单位长度）。刚性支护采用结构单元Liner 模拟，Liner 与围岩之间会自动生成接触面，可以模拟衬砌与围岩之间的剪切滑移、闭合张拉等相互作用。在Liner单元与围岩单元之间设置法向弹簧，以模拟围岩与支护之间的分离与闭合，法向弹簧所承受的压力即可视为围岩作用于支护上的力。当支护为刚体时，近似认为法向弹簧所承受的压力为支护抗力。采用应力边界以模拟实际围岩应力状态，竖向地应力Pv为4.0 MPa，横向地应力Ph为2.2 MPa，不考虑重力。由此建立的数值模型如图11 所示。围岩、支护（近似为刚性支护）及接触面的参数取值分别见表2 及表3。表3 中：cs_nk 为接触面法相刚度，cs_sk 为接触面切向刚度，cs_ncut 为接触面抗拉强度，cs_scoh为接触面黏聚力。

图11 有限元模型

表2 围岩及支护的物理力学参数

表3 Liner单元接触面的力学参数

为了验证数值模拟结果，采用Hoek 理论进行计算。Hoek基于收敛-约束法得出的高地应力软岩隧道围岩特征曲线计算方程［14］为

其中，

式中：εi为测点i处隧道收敛值与隧道半径r的比值；σcm为岩体强度，MPa；p0为地应力，MPa；pi为测点i处支护抗力（围岩压力），MPa。

对该工程实例，取r=4.8 m，σcm=0.4 MPa，拱顶处p0=4.0 MPa，边墙处p0=2.2 MPa。分别采用数值模拟和Hoek 理论计算，得到的围岩特征曲线如图12所示。

图12 拱顶及边墙围岩特征曲线

由图4和图12可得如下结论。

（1）拱顶围岩压力的实测值为1.67 MPa，数值模拟值为1.46 MPa，两者基本吻合。边墙处围岩压力实测值为0.13～0.45 MPa，数值模拟值为1.31 MPa，可见实测值较小，这是由于边墙处支护无法稳定，支护能够承受的荷载有限，使测试围岩压力远小于实际围岩压力，该围岩压力测试结果不能直接用来指导设计及施工。

（2）Hoek 理论计算结果中，随着围岩变形的逐步增大，支护抗力会趋向于零。实际工程中，挤压性围岩随着围岩变形增加，会由“松弛”转向“松散”［16］，专家普遍认为围岩压力随围岩变形的发展先减小再增加后趋于稳定，本文提出的围岩特性曲线数值分析方法与该趋势基本一致，根据数值模拟得到的围岩特征曲线可知，本工程中支护承受围岩压力的最小值约在围岩变形300～400 mm时。

（3）围岩可承担的围岩压力比例是有极限的，以本工程为例，拱顶处承担围岩压力极限比例（图12中围岩压力最小值除以地应力p0）为63.5%，边墙处为34.7%。根据数值计算结果可知，作用于支护上的围岩压力随着围岩变形的增大先减小后又逐渐增加，故适宜的围岩变形控制值才能够充分发挥围岩承载能力，从而尽量减少支护承受的围岩压力。根据理论计算可知，作用于支护上的围岩压力随着围岩变形的增大而逐渐减少直至为零，这与实际是不相符的，故根据现有理论计算无法确定合适的围岩变形控制值。

3.2 隧道支护变形失稳机理

本工程中，主要表现为隧道边墙破坏，在现有围岩压力下，隧道边墙在变形失稳过程中受力示意如图13 所示。图中：箭头表示竖向压应力。边墙失稳破坏可以将其看作结构稳定失效（构件在外力作用下产生过量的弹性变形）与刚度失效的结合。这是由于边墙曲度小，边墙处支护承受较大竖向压力及侧向力，支护无法约束水平变形，边墙稳定失效并同时伴随刚度失效。

图13 边墙变形失稳受力示意图

工程中边墙结构变形、开裂直至失稳的过程可以大致分为2 个阶段。阶段1 时，较大侧向力下引起的结构刚度失效，构件在外力作用下产生过量的弹性变形；阶段2 时，压力及侧向力共同作用下引起的稳定失效，这也是支护失稳的最主要原因。

在第1 层支护边墙稳定失效后，再施作第2 层支护也会发生稳定失效。即在初始发生稳定失效后，接次分层施作支护，无法发挥联合支护效果，这也是现场测试中即使施作3层支护，边墙处测试围岩压力依旧较小的本质原因：后续支护施做后即发生稳定失效，无法提供有效支护抗力。

现有断面形式下边墙对水平变形可能是极为敏感的，如果水平变形超过一定数值，便可能使边墙的失稳受力由图13（b）过渡至图13（d）。

为验证上述分析结果，设置4 种工况进行对比计算分析，4种工况计算参数见表4。其中：前3个工况的围岩压力取围岩特征曲线中拱顶和边墙最小围岩压力；工况4的围岩压力取实测值。围岩的参数：弹性抗力为80 MPa·m-1，泊松比为0.35。建立荷载-结构模型如图14所示，图中红色为围岩压力，蓝色为衬砌及反力弹簧。不同工况下初期支护变形计算结果见表5。

图14 荷载-结构计算模型

表4 工况设置

由表5 可以看出：工况1 初支变形与实测较为接近，工况2 及工况3 初支厚度的增加能够有效减少初支变形；工况4隧道初支是能够稳定的，但这与实际情况不符，现场边墙变形已达303 mm，这是由于现场边墙处初期支护发生稳定失效并同时伴随刚度失效，导致支护无法提供足够的支护抗力，边墙处测试围岩压力值远小于实际围岩压力。