軟巖鐵路隧道支護受力及優(yōu)化分析

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.中鐵七局集團有限公司，鄭州 450016)

隨著中國加快“一帶一路”建設(shè)，越來越多的交通設(shè)施將會修建，玉溪至磨憨鐵路是中國連接老撾的重要交通設(shè)施，建成后對國家的國防戰(zhàn)略部署具有十分重要的意義。埋深大、隧道長、修建難度大是目前及今后較長時期隧道及地下工程建設(shè)普遍面臨的問題[1]。20世紀以來，就有了襯砌與圍巖相互作用的理論[2- 4]，后來又提出了新奧法，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)者對軟巖隧道進行了研究。文獻[6]通常認為隧道軟巖大變形可分為兩類，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]對石灰?guī)r進行了單軸壓縮和三軸壓縮蠕變試驗。陸家梁[9]分析了軟巖的情況，提出了聯(lián)合支護理論，通過分析，得出了在軟弱圍巖中開挖隧道，不能按常規(guī)的支護方法，要先讓圍巖發(fā)生一定的變形量，然后增加支護的剛度，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，改變原有的支護觀念，讓初襯承擔(dān)一部分荷載，及時施作二襯，讓二襯承擔(dān)一定荷載，做好超前支護，控制圍巖變形。譚顯坤等[11]運用剪切滑移理論對錨噴支護系統(tǒng)的力學(xué)效應(yīng)進行計算分析，得出了圍巖主要是剪切破壞。 由于地質(zhì)因素的復(fù)雜性，軟巖隧道的支護需要根據(jù)具體情況具體分析。依托玉磨鐵路曼么二號隧道，以實測隧道位移和圍巖壓力的變化來分析隧道在施工過程中的應(yīng)力應(yīng)變變化，用數(shù)值模擬值和實測數(shù)值對比，分析出臨時仰拱對隧道位移和圍巖壓力變化的影響，為之后的支護參數(shù)優(yōu)化提供參考。

1 工程概況

1.1 工程地質(zhì)概況

曼么二號隧道位于曼么-梭羅河區(qū)間，隧道進口里程DK405+615，出口里程DK415+124，全長 9 509 m，施工隧道最大埋深711 m。地下水主要類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

隧道開挖遵循“管超前、嚴注漿、短開挖、弱爆破、快封閉、勤量測”[12]的施工原則。Ⅴ級圍巖采用三臺階法施工。臺階長度根據(jù)設(shè)計情況及現(xiàn)場情況而定。地質(zhì)情況復(fù)雜，圍巖差，施工難度大，所以開挖完后及時施作仰拱和二襯。

1.3 試驗段現(xiàn)場情況

1.3.1 開挖揭示情況

掌子面前方為泥質(zhì)頁巖夾炭質(zhì)頁巖。炭質(zhì)頁巖約占35%，掌子面中部偏拱部可見一夾層，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)頁巖約占70%，灰白、深灰色，強風(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)報情況

DK414+649段推測該段以弱～強風(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，開挖擾動性破碎，完整性和自穩(wěn)力差。

1.3.3 支護參數(shù)

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

1.4 綜合分析

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

(1)后續(xù)施工過程中應(yīng)嚴格按照設(shè)計要求施作超前支護、系統(tǒng)支護及加強支護等措施，避免因措施施作不及時、不到位而引起溜坍、初支變形過大、侵限等安全風(fēng)險問題。加強超前支護及超前支護注漿措施，加強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)實際情況優(yōu)化開挖進尺，按照新奧法施工，減少對圍巖的擾動，并及時施作初期支護、仰拱及時封閉成環(huán)。現(xiàn)場應(yīng)根據(jù)監(jiān)控量測及初支內(nèi)凈空斷面掃描結(jié)果，及時跟進二襯。

(3)原設(shè)計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。加強檢測、通風(fēng)，同時加強地下水侵蝕性復(fù)查。

2 現(xiàn)場監(jiān)測與分析

2.1 監(jiān)測方案設(shè)計

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)測對象，圍巖級別為Ⅴ級。對試驗斷面分別監(jiān)測拱頂沉降，圍巖壓力和鋼拱架應(yīng)力，監(jiān)測圍巖壓力儀器選用YT-200A型振弦式高精度雙膜土壓力盒，監(jiān)測鋼拱架應(yīng)力儀器選用YT-100A鋼弦式鋼筋測力計。將測點布設(shè)在拱頂、拱腰、最大跨、邊墻，為了使測量準確，需對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線的影響，在內(nèi)軌標高線以上設(shè)置藏線筒，來保護被測線。壓力盒和鋼筋計分別布置在相同的測點上，測點布置圖如圖2所示。

圖2 儀器測點布置Fig.2 Instrument measuring point layout

2.2 圍巖變形

從圖3可以看出，拱頂和周邊收斂達到基本穩(wěn)定后，拱頂最大沉降為29.9 mm；左拱腰收斂時最大位移為79.7 mm右拱腰收斂時最大位移值為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階的振動爆破引起的。

圖3 測點位移時程曲線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

試驗段圍巖壓力時程曲線如圖4所示。上臺階開挖后中臺階開挖前，拱頂圍巖壓力在前3 d線性增長，第5天以后趨于平緩；左拱腰在前3 d增長速率快，此斷面圍巖壓力最大值就出現(xiàn)在此觀測點，明顯大于右拱腰圍巖壓力，可能存在偏壓現(xiàn)象。中臺階開挖到下臺階開挖前，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，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，受中臺階開挖影響比較大，可能是由于開挖輪廓變大，圍巖塑形區(qū)加大，導(dǎo)致圍巖的松動。下臺階開挖后各測點的圍巖壓力都趨于平緩，此時可能形成自承拱，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，導(dǎo)致右拱腰的壓力盒測出的圍巖壓力和實際不符合。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

試驗段鋼拱架應(yīng)力時程曲線如圖6所示，在上臺階開挖至中臺階開挖前，拱頂鋼拱架應(yīng)力增長速率較快，在第3天達到了最大值，左右拱腰處鋼拱架應(yīng)力變化基本相同，受力比較均勻。在中臺階開挖至下臺階開挖前，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，可能是中臺階開挖時，鋼拱架的固定措施做的不是很標準，導(dǎo)致鋼拱架發(fā)生了整體的位移。下臺階開挖后，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、下臺階的爆破和開挖引起的。各測點鋼拱架最終受力如圖7所示。

圖6 鋼拱架應(yīng)力時程曲線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 計算原理與假設(shè)

用MIDAS/GTSNX有限元軟件進行模擬，來分析隧道的變形。

(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，超前支護采用超前小導(dǎo)管，錨桿采用植入式桁架來模擬。

(2)對于初期支護鋼筋網(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，有兩個開挖面，且兩開挖面距離較近，實際施工中，兩開挖面同時推進。為避免兩個開挖面施工時爆破的相互影響，在模擬時，假設(shè)大里程方向施工，而小里程方向停工。

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

3.2 計算模型及參數(shù)

根據(jù)實際情況，以DK414+647斷面作為試驗段，進行模型的建立。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個節(jié)點和59 586個單元。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 計算結(jié)果與分析

4.1 實測數(shù)據(jù)與數(shù)值模擬對比

由圖8、圖9可以得出以下結(jié)果。

(1)實測數(shù)值曲線與模擬數(shù)值曲線變化趨勢基本相同，因此MIDAS/GTSNX能夠有效地模擬出隧道開挖時拱頂下沉的變化趨勢。

(2)模擬數(shù)值小于實測數(shù)值，可能原因是沒考慮軟巖的蠕變[14]施工的影響。實測數(shù)據(jù)有突變點，可能是因為爆破的影響，還有一個因素就是隧道涌水比較大，土體比較濕潤，在模擬的過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，實測沉降量為28.8 mm，相差6.2 mm；左側(cè)拱腰位移模擬值為59.5 mm,實測值74.7 mm，相差15.2 mm;右側(cè)拱腰位移模擬值為48.03 mm,實測值為 121.8 mm,相差73.77 mm。 說明實測值受隧道施工條件因素的影響比較大。

圖8 拱頂累計沉降模擬值與實測值對比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測值對比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

試驗段不施作臨時仰拱時，實測隧道拱頂最大沉降值為28.8 mm，最大拱頂相對下沉速度為 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)范標準值0.15 mm/d[15]，因此有必要采取措施來控制隧道關(guān)鍵位置位移。所以提出了施作臨時仰拱的方案。通過數(shù)值模擬對有無臨時仰拱時隧道位移和圍巖壓力分析，對比得出合理的優(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，有臨時仰拱時，計算出隧道拱頂最大沉降為15.52 mm，和無臨時仰拱時的值對比，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%。 表明了施作臨時仰拱對隧道左右拱腰位移影響比較明顯，對拱頂位沉降影響不是很明顯?？梢詾橹蟮氖┕ぬ峁﹨⒖?。

圖10 位移值對比Fig.10 Comparison of displacement values

4.2.2 圍巖壓力

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

計算結(jié)果表明，施作臨時仰拱時，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%，說明了施作臨時仰拱對隧道拱頂圍巖壓力的影響不明顯。

4.2.3 兩種不同支護方式模擬值對比分析

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。無臨時仰拱情況下隧道圍巖壓力大于有臨時仰拱的情況。

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

5 結(jié)論

通過對玉磨鐵路軟巖隧道的實際工程進行了現(xiàn)場的監(jiān)測，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稱，很可能存在偏壓現(xiàn)象。

運用MIDAS/GTSNX進行模擬，對隧道的拱頂、左右拱腰位移和圍巖壓力進行了分析，探討了有無臨時仰拱時隧道圍巖受力特征和位移的變化。由于數(shù)值模擬時未考慮爆破震動和軟巖蠕變以及時間效應(yīng)的影響，出現(xiàn)了實測數(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)實測數(shù)據(jù)曲線與模擬數(shù)值曲線變化趨勢基本相同，因此MIDAS/GTSNX能夠有效地模擬隧道施工過程，對施工方案的比選具有可行性。

(2)通過模擬對比分析，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%。 表明了施作臨時仰拱對隧道拱頂?shù)南鲁劣绊懖幻黠@；對左右拱腰位移的控制比較顯著；在綜合考慮經(jīng)濟，施工的難易程度下，選用更合理的施工方案。

(3)施作臨時仰拱時，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%，說明了施作臨時仰拱對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。