基于隧道“无人化”立拱动态施工的围岩变形

2022-01-26雷啸天张国伟李德武

科学技术与工程 2022年1期

雷啸天，张国伟，李德武

(兰州交通大学土木工程学院，兰州 730070)

毛洞围岩稳定性问题历来受到相关决策人员与工程技术人员的高度重视。一般而言，毛洞围岩稳定性取决于围岩体强度、环境应力场、围岩裂隙分布状态和发育程度、洞室断面尺寸、开挖工艺以及隧道开挖方式等多种因素[1-4]，其中，前3个因素属于不可改变的客观因素，对隧道围岩稳定性有决定性作用，而后2个因素则属于在隧道开挖的规划阶段、设计阶段、施工过程中可以控制或者人为改变的主观因素。目前，在毛洞稳定性预测方面，傅鹤林等[5]通过复变理论，提出一种预测毛洞非稳定区边界的解析解；钱苗苗等[6]利用动态链接库植入后的FLAC3D研究在考虑岩体开挖损伤效应下地下洞室群的稳定性；李海轮等[7]基于半定位块体统计理论，识别研究在节理面产状不确定情况下的毛洞非稳定区域分布。在隧道动态施工方面，冯春萌等[8]、Zhou等[9]采用数值模拟研究施工顺序对支护结构的影响，但是并没考虑时间的影响，对于考虑时间效应的研究，大多数也是基于衬砌结构施作完成后的蠕变分析[10-13]。

综上所述，中外对于毛洞稳定性和衬砌结构长期稳定性的研究已有普遍共识，针对围岩在隧道动态施工中变形时间效应的定量分析尚少，因此，现以新乌鞘岭隧道“无人化”立拱专项研究为依托，采用解析法与数值模拟对隧道上台阶开挖、“无人化”立拱以及喷射混凝土过程中的围岩变形进行定量分析，确定围岩在动态施工中的变形，以期为后续的隧道“无人化”施工与设计提供参考。

1 工程概况

新乌鞘岭隧道进口位于天祝县打柴沟镇，出口位于安远镇，为穿越乌鞘岭而设置，起讫里程DK160+920～DK178+045，最大埋深952 m，隧道全长17 125 m，Ⅲ级围岩3 275 m，占19.12%，Ⅳ级围岩6 680 m，占39.01%，Ⅴ级围岩7 275 m，占41.87%。新乌鞘岭隧道位于既有兰武二线乌鞘岭特长隧道东侧，距既有右线隧道距离为210(张掖端)～571 m(兰州端)，轨面标高较既有乌鞘岭特长隧道高36(张掖端)～110 m(兰州端)。

隧道所经地层岩性复杂(褶皱和断裂构造均较发育)，部分区域属于富水地段，通过有4条区域性断层的挤压构造带[14]，断层以角砾及泥砾为主，岩体极破碎，且断层泥在高地应力条件下存在软岩变形问题，地应力情况十分复杂。

“无人化”立拱试验放在新乌鞘岭隧道进口工区，洞口海拔2 800 m，进口工区采用长台阶法施工，上台阶高度7.11 m，下台阶高度3.05 m，台阶长度35～50 m。目前进口工区累计开挖1 189 m，仰拱完成1 090 m，二衬完成1 032 m，试验段平均埋深450 m，地层岩性复杂，沉积岩、火成岩、变质岩三大岩类均有出露，且以沉积岩为主，其分布主要受区域断裂构造控制。区内出露的地层主要有第四系，第三系、白垩系及三叠系沉积岩，志留系、奥陶系变质岩，并伴有加里东晚期闪长岩侵入体。

2 “无人化”立拱施工过程

适应于“无人化”立拱的新型拱架由工厂加工预制，形成可以折叠的分节钢拱架，一般由三或五节组成且对接后是与上台阶相匹配的圆弧。钢架组合见图1。

图1 钢拱架折叠组合图Fig.1 Schematic diagram of steel arch folding combination

通过拱架安装机将整榀钢架一次性举升提起，首先安装拱部中间A节段，根据测量点并通过拱架机的一个抓臂将拱架固定，然后通过另一个抓臂将单侧的B、C节段分别打开。利用铰接板的闭锁防脱功能确保单侧拱架牢固支撑在稳定基础上，最后利用第三个抓臂将另一侧的B、C节段分别依次打开，并牢固固定在基础上。新型拱架分节接头处细部构造见图2、图3，拱架现场安装见图4。

图2 锥型端头和弹性卡扣的连接示意图Fig.2 Connection diagram of conical end and elastic buckle

图3 弹性卡圈的结构示意图Fig.3 Structure diagram of elastic collar

图4 新型拱架现场安装示意图Fig.4 Site installation diagram of new arch frame

经过现场与洞外的多次立拱试验，立拱时间控制在90 min左右[15]。

3 考虑围岩蠕变特性的变形解析解

王中文等[16]结合牛车顶隧道与茶林顶隧道的围岩变形监测结果，提出在考虑围岩的蠕变特性的情况下，初期支护的位移为

(1)

(2)

(3)

(4)

(5)

式中：uccrep为支护位移，mm；μ、μc分别为围岩泊松比和衬砌泊松比；r为等效隧道开挖轮廓半径或等效衬砌内半径；b、a分别为开挖轮廓半径和衬砌内半径；R0为塑性区半径；Gc、G0、G∞分别为衬砌剪切模量、围岩初始剪切模量和围岩最终剪切模量；α为围岩流变参数；t为时间，h。

式(1)～式(5)适用于圆形隧道，对于一些非圆形的隧道断面，如三心圆、马蹄形断面等，可采用隧道断面等效替代方法[17]，等效隧道半径计算公式为

(6)

式(6)中：B、h分别为隧道开挖宽度和高度。

式(1)中的待定参数G∞、α和R0均可由隧道变形现场监测数据曲线拟合确定，当地勘资料比较详细，室内试验准确时，R0也可由深埋圆形洞室弹塑性解来确定，公式为

(7)

式(7)中：p0为初始应力；σc为理论上的单轴抗压强度值，可按2ccosφ/(1-sinφ)计算；ξ为强度线的斜率，可按(1+sinφ)/(1-sinφ)计算。

图5 “无人化”立拱隧道断面图Fig.5 Tunnel section diagram of “unmanned”arch erection

图6 监测点布置图Fig.6 The layout of monitoring points

考虑到立拱前，锚喷支护对围岩力学性能的综合影响，通过适当提高喷射混凝土力学参数来体现锚喷支护对围岩的改善[18]，混凝土弹性模量E=22 GPa，泊松比μ=0.25，围岩力学参数见表1。

表1 围岩力学参数表Table 1 Mechanical parameter table of surrounding rock

为了更好地服务于“无人化”立拱，进行隧道围岩在真实时间下的变形，通过已有的衬砌变形监测，对式(1)中的未知参数进行求解，待参数确定后，将衬砌的剪切模量取0，进行毛洞分析。经过现场的试验测试与统计，“无人化”立拱开挖到初期支护完成，需要经过排险排烟、扒渣出渣(240 min)工作，然后工作台车进场进行打设锚杆(150 min)，待6.5 h后进行“无人化”立拱，整个立拱时间现已控制在90 min，最后进行120 min的混凝土喷射，待达到一定强度需要7～10 d。

(1)隧道等效半径计算。目标区段隧道断面为三心圆断面，B=1 438 cm，H=1 224 cm，得等效隧道半径为

=728.5 cm

(8)

(2)围岩与衬砌的物理力学参数取值。由地勘资料与设计规范可知，围岩泊松比为0.33，衬砌泊松比为0.25，隧道断面a=7.01 m，b=7.29 m，Gc、G0的计算公式为

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(9)

故由计算得：Gc=8.8 GPa，G0=0.537 6 GPa。

(3)隧道变形规律。由图7可知，隧道监测断面的衬砌拱顶沉降的时程曲线为指数型，随着时间的推移，拱顶沉降逐渐稳定。

图7 新乌鞘岭隧道各断面现场监测数据Fig.7 Field monitoring data of each section of Xinwushaoling tunnel

采用u=A-Beαt回归函数进行曲线拟合，回归系数见表2。

表2 各断面拱顶沉降曲线拟合相关系数Table 2 Curve fitting correlation coefficient of vault settlement of each section

故有u=152.45-129.33e-0.113t。当r=a时，衬砌内表面的位移为

(10)

故计算可得

(11)

(12)

现已得到围岩的长期剪切模量，为获得支护前洞周随时间发生的位移Δu，故需计算毛洞现场监测回归中的A′、B′，受目前位移监测技术限制，Δu的发生是不可避免的。一般爆破至位移监测第一次读数的时间间隔不超过1 d，假设断面监测前1 d的位移变化规律与监测后一段时间内的变化规律一致[19]，则可通过这段时间的位移回归分析得到A′与B′。取监测位移1 d内的位移进行回归分析，结果如图8所示。

图8 A′与B′的曲线拟合图Fig.8 Curve fitting diagram of A′ and B′

由图8可知，A′=120.483，B′=119.878，故隧道拱顶的位移方程为

u=120.483-119.878e-0.014 7t,0≤t≤8

(13)

开始架立拱架与喷射混凝土，共需要3.5 h，在混凝土喷射硬化过程中，假定混凝土的弹性模量与泊松比呈线性变化，混凝土喷射开始时强度不能达到最终的22 GPa，为简化计算衬砌施作时的弹性模量与泊松比按表3进行取值。

表3 混凝土喷射过程中相关参数取值Table 3 Values of related parameters in concrete spraying process

拱顶沉降计算结果见表4。

表4 各时间段中的围岩拱顶沉降计算结果Table 4 Calculation results of surrounding rock vault settlement in each time period

故有

(14)

可计算出在拱架架立前，拱顶沉降为13.91 mm，混凝土硬化过程中位移迅速增加，混凝土达到一定强度，沉降为40.80 mm。式(14)的计算只包括隧道“立拱段”施工的影响，即为立拱断面的拱顶沉降，解析解在开挖过程以及支护过程中的计算，仅由现场监测数据进行统计回归分析得出来，因此中间曲线的瞬时解具有一定的局限性。

3 考虑围岩蠕变特性的变形数值解

黏弹性参数的选取基于现场检测进行反演得到，其优化反演的解的唯一性已有学者进行了研究，王长虹等[20]结合乌鞘岭隧道的现场监测数据和岩石的室内试验测试，对新乌鞘岭隧道围岩的流变特性模拟，研究认为可以通过三参量本构模型来很好的描述，并通过三单元有限元黏弹性问题优化反演分析，得出了新乌鞘岭隧道围岩的水平侧压力系数和三参量模型使用的元件参数值。采用专业岩土分析软件FLAC3D中的蠕变分析模块进行毛洞位移的分析，由于程序中内嵌的流变本构模型并没有三参量模量，基于Burgers本构模型是三参量本构模型的拓展优化，故只需将Burgers本构模型中的Maxwell体的黏滞性系数ηM设为无穷大进行计算研究，围岩的相关流变参数见表5。

表5 围岩相关参数表Table 5 Related parameter table of surrounding rock

3.1 建模过程

新乌鞘岭隧道“无人化”立拱试验段属于埋深隧道，地层构造应力是主要的应力场，通过现场监测数据与黏弹性参数反演优化，得到地层深部围岩侧压力系数为1.36[20]，采用李仲奎等[21]提出的快速应力边界法(S-B法)来模拟深埋工程的初始应力。根据圣维南原理，模型尺寸为100 m×90 m×60 m，共计139 608个节点和129 860个单元。土体与混凝土支护采用zone单元，土体开挖采用null单元，钢拱架采用beam单元，在混凝土浇筑过程中，其强度指标有一定的时效性，采用FLAC3D内置的fish语言来实现。模型先采用应力边界模拟初始地应力场，之后再修改为模型四周采用水平约束，模型底部采用固定约束，计算模型见图9。在上台阶工作空间开挖至位移稳定后，位移清零，主要分析立拱段施工对围岩的影响。

图9 三维有限元模型图Fig.9 3D finite element model diagram

3.2 y=0 m断面围岩位移分析

对于“无人化”立拱试验段，掌子面后方需要35～60 m的工作空间，之后进行开挖、立拱以及喷射混凝土等工作。通过三维数值模拟，选取工作空间36 m，分析特征断面的围岩位移情况。该断面围岩随真实时间的位移变化如图10、图11所示。

图10 y=0 m断面围岩拱顶沉降图Fig.10 y=0 m section surrounding rock vault settlement diagram

图11 y=0 m断面围岩上台阶拱脚变形图Fig.11 Deformation diagram of arch foot of upper step of surrounding rock with section y=0 m

由变形-时间曲线可知，开挖上台阶土体，掌子面后方36 m处的围岩仍会产生变形，由图6可知，该断面的拱顶沉降，在拱架架立完成前，沉降呈“抛物线”型变化，沉降速率不断增加，在隧道开挖后，即480 min时，沉降达到7.25×10-3mm，拱架架立完成后，沉降达到1.21×10-2mm，随后进入喷射混凝土阶段，混凝土强度随着时间不断增大，使得该处的沉降速率呈先增大后减缓，在9.5 d时，沉降速率开始变小，在240 h内，该处的拱顶沉降达到35 mm。

开挖后，B、C两点的变形呈对称变化，随着隧道施工，起初对拱脚点的水平位移影响有一定的滞后性，并不是立即产生水平位移，对于竖向位移，则是立即产生。在拱架架立完成前，B、C两点的水平位移呈二次抛物线的形式向洞内变形，形成毛洞后，BC连线水平相对位移为2.395×10-2mm，拱架施作完成后达到4.55×10-2mm，在混凝土硬化过程中，BC相对水平位移呈阶梯形变化，变形速率增减交替，最终当混凝土达到一定强度后，即240 h时，BC连线的水平相对位移达到了8.20 mm，同时可以看出，BC的水平位移将还会继续增加。对于B、C两点的竖向位移，隧道开挖后会发生向隧道内部的位移，但是位移不大，在开挖至19.4 h时，该处的变形方向发生改变，B、C两点开始发生沉降，其沉降速率先逐渐增加到一定程度后开始稳定，使得两拱脚的沉降呈线性增长的状态，在混凝土达到一定强度后，增长速率出现变小的趋势，分析结束时，拱脚的沉降达到15 mm左右。

在整个隧道开挖至混凝土达到一定强度后，即252 h内，距离掌子面36 m处的围岩变形一直处于动态变化的过程中，分析结束时，上台阶拱顶与拱脚变形还处于增长状态。故初步分析后，选择36 m长的作业空间，要注意隧道施工对掌子面后方围岩变形的影响，可适当选择较大的作业空间。

3.3 立拱断面围岩变形分析

立拱断面围岩随真实时间的位移变化如图12、图13所示。

图12 立拱断面围岩拱顶沉降图Fig.12 Surrounding rock vault settlement map of arch erected section

图12、图13为立拱断面的位移结果，分析可得，隧道开挖阶段，立拱阶段以及施工1.74 d内，立拱断面的围岩拱顶沉降呈线性变化，开挖完成后沉降为4.88 mm，立拱完成后为6.07 mm，在线性增长至17.20 mm后，进入一段沉降相对稳定的阶段，持续到施工的4.5 d，之后拱顶沉降速率呈先逐渐增加后稳定的趋势，在混凝土达到一定强度前，沉降呈线性增长，其值在分析结束时为37.8 mm，并没有稳定的趋势。

拱脚B′、C′两点呈对称变形，在0.7 d内，B′、C′的水平位移增长速率很大，在开挖完成后，相对水平位移达到1.91 mm，立拱结束后达到2.34 mm，在0.7 d时达到2.96 mm，之后水平位移趋于稳定，在混凝土硬化过程中由一定的波动，在分析结束时，B′、C′两点相对水平位移为3.50 mm，且变形继续发生；由拱脚的竖向位移图可知，B′、C′两点的竖向位移在隧道开挖之处会向临空面发展，即出现向上隆起，在开挖后的7 d内，拱脚点一直发生隆起位移，在7 d后，该处开始发生沉降，在隆起阶段中，起初位移变形速率较大，然后有所减小并稳定，在5.3 d时，位移变形速率开始反向增大，并趋于稳定，其中隆起的最大位移为2.78 mm，分析结束时的沉降值为10.58 mm。

由以上分析可知，围岩具有一定的蠕变效应，围岩变形在混凝土达到一定强度后仍在继续，且无论是拱顶的竖向位移还是拱脚的竖向位移均处在线性增加的阶段；对于掌子面后方的拱脚水平位移，在分析结束时，变形状态呈线性增加，对于立拱断面的拱脚水平位移变形状态则呈先增大后稳定的趋势，且稳定段中有一定的波动。