層狀軟巖隧道非對(duì)稱大變形控制解耦方法

韋 猛, 林 宇

(地質(zhì)災(zāi)害防治與地質(zhì)環(huán)境保護(hù)國(guó)家重點(diǎn)實(shí)驗(yàn)室(成都理工大學(xué))，成都 610059)

中國(guó)西部山區(qū)的地質(zhì)構(gòu)造極其復(fù)雜，區(qū)域內(nèi)廣泛分布著層狀變質(zhì)軟巖。隨著隧道建設(shè)在該區(qū)域大規(guī)模展開(kāi)，層狀軟巖各向異性特征[1]導(dǎo)致的隧道非對(duì)稱大變形現(xiàn)象大量出現(xiàn)，如汶馬高速鷓鴣山隧道[2]、成蘭鐵路茂縣隧道[3]等。因此，層狀軟巖隧道開(kāi)挖穩(wěn)定性控制是山區(qū)隧道建設(shè)面臨的重大挑戰(zhàn)。

國(guó)內(nèi)外學(xué)者對(duì)層狀軟巖隧道形變控制措施開(kāi)展了大量的研究。沙鵬等[4]通過(guò)蘭渝鐵路兩水隧道的現(xiàn)場(chǎng)試驗(yàn)，得到了深埋層狀巖體的擠壓形變特征，并提出了對(duì)應(yīng)的形變控制措施；徐國(guó)文等[5]以汶馬高速鷓鴣山隧道為依托，對(duì)兩臺(tái)階與三臺(tái)階開(kāi)挖條件下千枚巖地層隧道的形變特征及支護(hù)結(jié)構(gòu)受力特性進(jìn)行了研究，結(jié)果表明，兩臺(tái)階開(kāi)挖圍巖來(lái)壓快，洞周變形值及圍巖與初期支護(hù)壓力值相對(duì)偏大，鋼拱架安全儲(chǔ)備相對(duì)不足；曲懋軒[6]基于對(duì)傾斜薄層狀圍巖巷道失穩(wěn)機(jī)理的統(tǒng)計(jì)分析，提出了通過(guò)施作長(zhǎng)短錨桿相結(jié)合的支護(hù)方式來(lái)控制圍巖大變形；任耀文[7]分析了陡傾小交角層狀巖體隧道的典型失穩(wěn)特征，提出以優(yōu)化錨桿長(zhǎng)度和角度為核心的非對(duì)稱支護(hù)方法；李磊等[8]基于成蘭鐵路楊家坪隧道，對(duì)高地應(yīng)力陡傾互層千枚巖地層隧道大變形特性進(jìn)行了研究，提出了針對(duì)非對(duì)稱大變形的優(yōu)化斷面輪廓、注重圍巖加固、控制錨桿角度、減少開(kāi)挖分部、增加支護(hù)剛度的形變控制措施；吳迪等[9]以藍(lán)家?guī)r隧道為例，對(duì)高地應(yīng)力深埋層狀圍巖隧道非對(duì)稱變形受力機(jī)制進(jìn)行了研究，提出在最不利位置施作壓力型錨索或局部加強(qiáng)支護(hù)來(lái)解決圍巖的非對(duì)稱大變形問(wèn)題；郭健等[10]基于現(xiàn)場(chǎng)實(shí)測(cè)，對(duì)炭質(zhì)板巖隧道圍巖非對(duì)稱大變形與襯砌受力特征進(jìn)行了研究，提出合理地釋放圍巖應(yīng)力是有效控制隧道非對(duì)稱大變形的關(guān)鍵；張俊儒等[11]針對(duì)層狀圍巖的非對(duì)稱變形特征，對(duì)高地應(yīng)力陡傾板巖隧道的合理洞型選擇展開(kāi)了研究，得到了單線隧道最優(yōu)高跨比。

通過(guò)上述分析發(fā)現(xiàn)，目前對(duì)于層狀巖體隧道大變形控制的研究，較少對(duì)巖體大變形的復(fù)合機(jī)制進(jìn)行針對(duì)性的研究，也就鮮有對(duì)基于非對(duì)稱復(fù)合大變形機(jī)制的形變控制措施的研究。因此，針對(duì)目前研究的不足，本文首先建立能考慮錨桿拉伸斷裂及鋼支撐壓彎破壞的數(shù)值計(jì)算模型，然后以汶馬高速鷓鴣山隧道為對(duì)象開(kāi)展現(xiàn)場(chǎng)測(cè)試，并對(duì)層狀軟巖隧道非對(duì)稱大變形控制解耦方法進(jìn)行研究。通過(guò)采用非對(duì)稱支護(hù)與優(yōu)化開(kāi)挖方法，將巖體的復(fù)合形變力學(xué)機(jī)制轉(zhuǎn)換成單一形變力學(xué)機(jī)制，然后再進(jìn)行針對(duì)性的支護(hù)控制。研究結(jié)果可以對(duì)層狀軟巖隧道大變形控制的設(shè)計(jì)與施工提供一定的指導(dǎo)。

1 數(shù)值方法

1.1 支護(hù)體系的建立

1.1.1 錨桿斷裂力學(xué)模型

錨桿是一種重要的維持圍巖穩(wěn)定的主動(dòng)支護(hù)方式；但實(shí)際工程中，大變形條件下錨桿斷裂的案例較為普遍。以深部巷道為例，其錨桿破斷失效的情況非常嚴(yán)重，部分回采巷道的錨桿破斷率高達(dá)65%以上(圖1-A)[12]。因此，在數(shù)值計(jì)算中，需要考慮到錨桿的斷裂失效，否則會(huì)夸大錨桿的支護(hù)能力。

李為騰等[12]提出了錨桿拉伸斷裂的模擬方法，本文在其研究基礎(chǔ)上，通過(guò)FLAC3D內(nèi)置fish語(yǔ)言編程，實(shí)現(xiàn)了錨桿拉伸斷裂的模擬。FLAC3D中，錨桿桿體單元為典型的理想彈塑性單元，其桿體結(jié)構(gòu)的內(nèi)力-位移曲線關(guān)系如圖1-B所示，內(nèi)力-位移關(guān)系的表達(dá)式為

(1)

圖1 錨桿力學(xué)行為Fig.1 Mechanical behavior of rock bolt

式中：u為錨桿桿體的拉伸或者壓縮位移；Ft為錨桿桿體單元的抗拉強(qiáng)度；Fc為錨桿桿體單元的抗壓強(qiáng)度；k為錨桿桿體單元的軸向拉壓剛度。

當(dāng)錨桿的形變值超過(guò)其極限形變值時(shí)，錨桿桿體會(huì)產(chǎn)生斷裂，斷裂處錨桿的軸力變?yōu)?，錨桿對(duì)圍巖的支護(hù)作用就會(huì)有極大程度的減弱。因此，引入錨桿的拉斷準(zhǔn)則對(duì)錨桿斷裂行為進(jìn)行描述[9]

F=0， (u(i)≥umax)

(2)

式中：u(i)為錨桿任一單元的長(zhǎng)度；umax為該單元所對(duì)應(yīng)的極限長(zhǎng)度。

因此，考慮桿體斷裂的錨桿軸向本構(gòu)關(guān)系為

(3)

1.1.2 鋼拱架斷裂力學(xué)模型

對(duì)于軟弱地層而言，鋼拱架支護(hù)容易進(jìn)入塑性變形階段，甚至產(chǎn)生扭曲變形、接頭張開(kāi)等大變形現(xiàn)象[13](圖2)。因此，在數(shù)值計(jì)算時(shí)，需要考慮鋼拱架的塑性力學(xué)行為。FLAC3D自帶的beam單元，其軸力隨著應(yīng)變的增大而線性增長(zhǎng)，無(wú)屈服階段；其彎矩隨著彎曲應(yīng)變的增加體現(xiàn)出理想彈塑性特征?？梢?jiàn)，beam單元的力學(xué)行為不能反映鋼拱架的塑性特性。

因此，本文在模擬時(shí)引入鋼拱架截面的廣義屈服條件[14]。

當(dāng)n≤Aw/A(即中性軸位于腹板內(nèi))時(shí)

(4)

當(dāng)n>Aw/A(即中性軸位于翼緣內(nèi))時(shí)

(5)

式中：A、Af、Aw分別為工字鋼的截面總面積、翼緣板面積與腹板面積；tw、b分別為工字鋼的腹板寬度、翼緣寬度；n、m為構(gòu)件內(nèi)力的無(wú)量綱系數(shù)。

圖2 鋼拱架大變形Fig.2 Large deformation of steel arch(據(jù)周藝[13])

n=N/Nu

(6)

m=M/Mu

(7)

式中：N、M分別為鋼架的實(shí)際軸力、彎矩；Nu、Mu分別為鋼架軸力、彎矩的極限值。

1.1.3 超前注漿小導(dǎo)管

本文數(shù)值模型中，不建立超前注漿小導(dǎo)管，而是將小導(dǎo)管的加固作用通過(guò)提高圍巖的參數(shù)來(lái)實(shí)現(xiàn)，具等效方法為[15]：

等效加固圈的容重在圍巖與漿液容重之間取值，計(jì)算公式為

γsg=mγg+(1-m)γs

(8)

式中：γs、γg分別為圍巖、漿液的容重；γsg為等效加固圈的容重。

小導(dǎo)管對(duì)圍巖參數(shù)的影響可按下式計(jì)算

(9)

式中：φs、cs、Es分別為圍巖的內(nèi)摩擦角、黏聚力和彈性模量；φsg、csg、Esg分別為等效加固圈的內(nèi)摩擦角、黏聚力和彈性模量；Rt為導(dǎo)管的抗拉強(qiáng)度設(shè)計(jì)值；A為導(dǎo)管的截面積；e、i分別為導(dǎo)管群的縱向、橫向間距。

1.2 層狀巖體各向異性力學(xué)模型

采用FLAC3D中的遍布節(jié)理模型[16]對(duì)層狀巖體的各向異性特征進(jìn)行描述。其中，對(duì)于巖石基質(zhì)體，服從圖3-A所示的Mohr-Colulomb準(zhǔn)則

(10)

(11)

式中：fs為剪切破壞準(zhǔn)則；ft為拉伸破壞準(zhǔn)則；c、φ、σt分別為巖石的黏聚力、內(nèi)摩擦角及抗拉強(qiáng)度。

對(duì)于軟弱面，破壞準(zhǔn)則為

fs=τ+σ3tanφj-cj(拉伸)

(12)

(13)

式中：cj、φj、σtj分別為節(jié)理的黏聚力、內(nèi)摩擦角及抗拉強(qiáng)度。

圖3 遍布節(jié)理模型Fig.3 Ubiquitous Joint model

2 數(shù)值模型的建立

2.1 工程概況

鷓鴣山隧道左線長(zhǎng) 8 808 m，右線長(zhǎng) 8 778 m，最大埋深 1 392 m。該隧道位于阿壩藏族自治州理縣與馬爾康市交界處，進(jìn)口與國(guó)道317線相鄰，地理位置如圖4-A所示。隧道洞身圍巖以三疊系新都橋組、侏倭組及雜谷腦組炭質(zhì)千枚巖和板巖為主(圖4-B)，屬于軟弱巖層，高地應(yīng)力條件下極易發(fā)生大變形，如噴射混凝土開(kāi)裂、隧道軸線兩側(cè)非對(duì)稱變形以及鋼拱架扭曲以及二次襯砌開(kāi)裂等(圖5)。

為了對(duì)層狀圍巖地層結(jié)構(gòu)的力學(xué)行為進(jìn)行研究，在現(xiàn)場(chǎng)典型斷面埋設(shè)了土壓力盒對(duì)圍巖壓力進(jìn)行測(cè)試。同時(shí)，在二次襯砌的主筋上埋設(shè)混凝土應(yīng)變計(jì)對(duì)二次襯砌的受力進(jìn)行測(cè)試(圖6)?？梢钥闯觯瑴y(cè)試結(jié)果體現(xiàn)出較為明顯的各向異性特征。具體而言，圍巖壓力在左拱肩位置最大，該位置開(kāi)挖輪廓線的切線與層理面方向近于平行。對(duì)于二次襯砌而言，正彎矩(向隧道內(nèi)側(cè)彎曲)在左拱肩與右拱腳出現(xiàn)最大值，而負(fù)彎矩(向隧道外側(cè)彎曲)在右拱肩與左拱腳附近出現(xiàn)最大值。截面全環(huán)范圍內(nèi)軸力均為正值，最大值位于右拱肩與左拱腳附近?？梢?jiàn)，對(duì)于層狀巖體而言，開(kāi)挖輪廓線的切線與層理面方向近似平行的截面承擔(dān)最大的圍巖壓力，最大的正彎矩及較小的軸力。因此，該位置為隧道結(jié)構(gòu)安全的薄弱環(huán)節(jié)。

圖4 鷓鴣山隧道位置與地質(zhì)縱斷面圖Fig.4 Location and profile of the Zhegushan tunnel

圖5 鷓鴣山隧道典型圍巖大變形特征Fig.5 Typical large deformation in the Zhegushan tunnel

圖6 現(xiàn)場(chǎng)測(cè)試Fig.6 Site test

2.2 數(shù)值模型的建立

以鷓鴣山隧道為對(duì)象，采用FLAC3D開(kāi)展針對(duì)性數(shù)值模擬，以研究層狀軟巖隧道大變形控制解耦技術(shù)。建立的計(jì)算模型如圖7所示，為消除邊界效應(yīng)的影響，模型的長(zhǎng)度與高度均為40 m，縱向?yàn)?0 m, 取模型縱向中部截面進(jìn)行分析。模型的上表面為自由邊界，其余5個(gè)面約束邊界節(jié)點(diǎn)的法向位移。錨桿、鋼拱架的力學(xué)參數(shù)如表1、表2所示。噴射混凝土為C20素混凝土，厚度為20 cm，采用滿足摩爾庫(kù)倫準(zhǔn)則的實(shí)體單元進(jìn)行模擬，力學(xué)參數(shù)如表3所示。層狀千枚巖的力學(xué)參數(shù)如表4所示。

圖7 數(shù)值計(jì)算模型Fig.7 Numerical calculation model

表1 錨桿與注漿體力學(xué)參數(shù)Table 1 Mechanical parameters of rock bolt and grouting

表2 鋼拱架力學(xué)參數(shù)Table 2 Mechanical parameters of steel arch

表3 噴射混凝土力學(xué)參數(shù)Table 3 Mechanical parameters of shotcrete

表4 層狀巖體力學(xué)參數(shù)Table 4 Mechanical parameters of layered soft rock

根據(jù)《汶馬高速鷓鴣山隧道高地應(yīng)力及巖爆、大變形防治研究》[17]，鷓鴣山隧道通過(guò)板巖、千枚巖地層。千枚巖單軸抗壓強(qiáng)度值為5～12 MPa，本文取千枚巖強(qiáng)度為5 MPa進(jìn)行研究。根據(jù)地應(yīng)力反演結(jié)果，地應(yīng)力工況為：σx(水平方向主應(yīng)力)取值為10 MPa、15 MPa或20 MPa；λ(側(cè)壓力系數(shù)，λ=σy/σx)=0.5、1.0或1.5。具體工況如表5所示(注：計(jì)算工況中，巖石的擠壓程度根據(jù)Hoek提出的擠壓因子確定[18]，計(jì)算公式為Nc=σcm/p0，式中：σcm為巖體單軸抗壓強(qiáng)度，p0為原巖地應(yīng)力)。當(dāng)Nc<0.11、 0.11≤Nc<0.16、 0.16≤Nc<0.22、 0.22≤Nc<0.36、Nc≥0.36時(shí)，圍巖的擠壓程度分別為極嚴(yán)重、嚴(yán)重、中等、輕微、不明顯。

表5 計(jì)算工況表Table 5 Studied cases

3 計(jì)算結(jié)果分析

3.1 兩臺(tái)階常規(guī)支護(hù)計(jì)算結(jié)果

當(dāng)開(kāi)挖方式采用兩臺(tái)階開(kāi)挖時(shí)，臺(tái)階長(zhǎng)度為2 m；且支護(hù)結(jié)構(gòu)中錨桿長(zhǎng)度為3 m，縱環(huán)向間距為1 m，鋼拱架型號(hào)為I20，縱向間距為0.6 m；初期支護(hù)為C20噴射混凝土，厚度為20 cm；超前小導(dǎo)管注漿支護(hù)范圍為拱頂周邊60°。此時(shí)，工況1～工況5支護(hù)結(jié)構(gòu)未出現(xiàn)斷裂失效，工況6～工況9支護(hù)結(jié)構(gòu)均出現(xiàn)斷裂失效。

3.1.1 層理面傾角的影響

可以看出，當(dāng)β=15°時(shí)(β為層理面與水平方向的夾角，圖7)，圍巖塑性區(qū)主要分布在左拱肩與右拱腳附近(圖8)；當(dāng)β=45°時(shí)，塑性區(qū)主要分布在拱頂與拱底附近(圖9)；當(dāng)β=75°時(shí)，塑性區(qū)主要分布在右拱肩與左拱腳附近(圖10)。各種角度下，位移最大值均分布在左右拱腰附近，但較大位移區(qū)域中心的連線會(huì)隨著層理面的方向偏轉(zhuǎn)。從錨桿受力來(lái)看，當(dāng)β=15°、45°和75°時(shí)，錨桿受力較大區(qū)域分別分布在左拱肩、拱頂與右拱腰區(qū)域，且這些區(qū)域均為對(duì)應(yīng)各角度下塑性變形顯著區(qū)域。從鋼支撐受力來(lái)看，軸力較大位置也與塑性形變顯著的區(qū)域重合，且全環(huán)范圍內(nèi)彎矩均較小。對(duì)支護(hù)結(jié)構(gòu)的受力分析可以看出，各種工況下初期支護(hù)均處于彈性變形階段，說(shuō)明對(duì)應(yīng)的支護(hù)結(jié)構(gòu)可以較為有效地控制圍巖的變形。

圖8 層理面傾角對(duì)隧道開(kāi)挖的影響(β=15°)Fig.8 Influence of inclined angle of structure plane on tunnel excavation (β=15°)

圖9 層理面傾角對(duì)隧道開(kāi)挖的影響(β=45°)Fig.9 Influence of inclined angle of structure plane on tunnel excavation (β=45°)

圖10 層理面傾角對(duì)隧道開(kāi)挖的影響(β=75°)Fig.10 Influence of inclined angle of structure plane on tunnel excavation (β=75°)

3.1.2 支護(hù)結(jié)構(gòu)失效行為

以工況9圍巖傾角β=45°為例，對(duì)支護(hù)結(jié)構(gòu)失效行為進(jìn)行分析，計(jì)算結(jié)果如圖11所示。從圖11-A中可以看出，圍巖的塑性區(qū)主要分布在左右拱腰區(qū)域。由圖11-B可知，圍巖的最大位移分布在右拱腰與左拱腳附近，最大值為327 mm。系統(tǒng)錨桿中，總共有8根錨桿產(chǎn)生了拉斷，拉斷順序是：11、3、19、12、10、18、2、1，主要集中在右拱腰與左拱腳(圖11-C)。同時(shí)，鋼拱架軸力分布較大的區(qū)域也出現(xiàn)在左拱腳與右拱腰附近，且鋼架的部分截面也產(chǎn)生了斷裂失效，說(shuō)明兩臺(tái)階開(kāi)挖條件下，對(duì)應(yīng)的常規(guī)支護(hù)結(jié)構(gòu)不能有效地控制圍巖的變形。

圖11-F為錨桿斷裂過(guò)程。從圖中可以看出，斷裂錨桿的受力經(jīng)歷了3個(gè)較為明顯的變化階段：首先，錨桿的軸力波動(dòng)上升；當(dāng)錨桿軸力達(dá)到其軸力極限值時(shí)，錨桿的受力保持不變；最后，當(dāng)錨桿的拉伸長(zhǎng)度達(dá)到其極限拉伸長(zhǎng)度時(shí)，錨桿發(fā)生斷裂，斷裂截面處錨桿的軸力立即變?yōu)榱?。圖11-G為鋼支撐典型斷裂截面的內(nèi)力變化曲線。從鋼支撐軸力變化特性可以看出，鋼支撐的軸力先線性增加，當(dāng)接近其極限軸力值時(shí)，軸力量值保持不變；而對(duì)鋼支撐彎矩而言，隨著時(shí)間的增加，其量值非線性減小，最終變?yōu)榱恪?/p>

從上述分析可以看出，層狀巖體隧道中，圍巖的變形與支護(hù)結(jié)構(gòu)的受力都體現(xiàn)出明顯的各向異性特征。隧道開(kāi)挖后，由于層理面的回彈效應(yīng)，導(dǎo)致垂直于層理面方向的圍巖產(chǎn)生較大的塑性區(qū)與塑性變形，進(jìn)而導(dǎo)致在該部分圍巖附近的錨桿與鋼拱架發(fā)生大變形而失效。

圖11 工況9計(jì)算結(jié)果(β=45°)Fig.11 Numerical calculation results of case 9 (β=45°)

3.2 非對(duì)稱大變形解耦技術(shù)

從上述分析可以看出，對(duì)鷓鴣山隧道而言，層理面對(duì)圍巖大變形特征有較大的影響，因此，結(jié)構(gòu)變形型大變形是隧道大變形的主要類型；同時(shí)，由于塑性區(qū)的剪切滑移效應(yīng)，塑性區(qū)的擴(kuò)容也較為明顯：因此，其大變形是由結(jié)構(gòu)變形型與應(yīng)力擴(kuò)容型共同作用導(dǎo)致。所以，本文提出的大變形復(fù)合變形力學(xué)機(jī)制向單一變形力學(xué)機(jī)制轉(zhuǎn)化的控制技術(shù)如下：①優(yōu)化施工方法，將應(yīng)力擴(kuò)容型與結(jié)構(gòu)變形型復(fù)合大變形轉(zhuǎn)化為結(jié)構(gòu)變形型單一大變形；②若僅優(yōu)化施工方法難以有效地控制大變形，則在此基礎(chǔ)上優(yōu)化支護(hù)措施。通過(guò)非對(duì)稱支護(hù)手段，對(duì)結(jié)構(gòu)變形型單一大變形進(jìn)行控制。上節(jié)數(shù)值模擬中，當(dāng)采用兩臺(tái)階開(kāi)挖及常規(guī)支護(hù)時(shí)，工況6～工況9中支護(hù)結(jié)構(gòu)均出現(xiàn)了大變形失效，難以對(duì)圍巖的形變進(jìn)行有效控制。因此，本節(jié)基于上述大變形控制思想，對(duì)圍巖的大變形進(jìn)行控制。

3.2.1 優(yōu)化施工方法

對(duì)于工況6而言，將兩臺(tái)階開(kāi)挖轉(zhuǎn)換為三臺(tái)階開(kāi)挖，臺(tái)階進(jìn)尺、支護(hù)參數(shù)與兩臺(tái)階一致。以β=15°為例，得到的計(jì)算結(jié)果如圖12和圖13所示。從圖中可以看出，當(dāng)改變開(kāi)挖方法以后，圍巖的塑性區(qū)與位移都有所減小，最大位移值從242 mm減小到203 mm；同時(shí)，支護(hù)結(jié)構(gòu)都處于彈性狀態(tài)，錨桿軸力最大值為120 kN，鋼拱架軸力最大值為765 kN，彎矩最大值為12 kN·m：說(shuō)明改變開(kāi)挖方式后，支護(hù)結(jié)構(gòu)能有效控制圍巖的變形。因此，對(duì)于該工況而言，僅改變開(kāi)挖方式就可以有效控制圍巖的應(yīng)力擴(kuò)容型大變形，而常規(guī)的支護(hù)手段可以控制圍巖的結(jié)構(gòu)型大變形。

對(duì)工況6當(dāng)β=45°時(shí)在兩臺(tái)階開(kāi)挖下的支護(hù)措施與開(kāi)挖措施進(jìn)行參數(shù)分析，得到的結(jié)果如表6所示。作為標(biāo)準(zhǔn)對(duì)比的支護(hù)手段如3.1節(jié)所示。在進(jìn)行參數(shù)化分析時(shí)，只改變單一參數(shù)，其余參數(shù)與標(biāo)準(zhǔn)組相同。

圖12 工況6二臺(tái)階常規(guī)支護(hù)計(jì)算結(jié)果(β=15°)Fig.12 Numerical calculation results of case 6 with two-bench excavation method (β=15°)

圖13 工況6三臺(tái)階常規(guī)支護(hù)計(jì)算結(jié)果(β=15°)Fig.13 Numerical calculation results of case 6 with three-bench excavation method (β=15°)

表6 支護(hù)與開(kāi)挖參數(shù)影響Table 6 Influence of the mechanical parameters of primary lining and excavation method on tunnel excavation

從表6中可以看出，強(qiáng)化支護(hù)結(jié)構(gòu)或減小臺(tái)階開(kāi)挖長(zhǎng)度，可以減小圍巖的位移；但多數(shù)情況下，支護(hù)結(jié)構(gòu)依然會(huì)產(chǎn)生大變形破壞。因此，在該種工況下，改變開(kāi)挖方法是較為合理的大變形控制措施。

3.2.2 優(yōu)化施工方法與支護(hù)手段

對(duì)于工況9中β=45°而言，首先將兩臺(tái)階開(kāi)挖轉(zhuǎn)換為三臺(tái)階開(kāi)挖，臺(tái)階進(jìn)尺不變，得到的計(jì)算結(jié)果如圖14所示。與圖9對(duì)比可以看出，當(dāng)改變開(kāi)挖方法以后，圍巖的塑性區(qū)與位移都有所減小，最大位移值從327 mm減小到287 mm。系統(tǒng)錨桿中僅拱頂正上方錨桿出現(xiàn)了斷裂。同時(shí)，鋼拱架軸力較大區(qū)域分布在左右拱腰，鋼拱架也多處出現(xiàn)了斷裂。說(shuō)明相對(duì)于工況9(輕微擠壓大變形)而言，僅改變開(kāi)挖方法，難以有效地控制圍巖大變形。

因此，在三臺(tái)階開(kāi)挖的基礎(chǔ)上，在圍巖形變較大的區(qū)域設(shè)置長(zhǎng)錨桿，即采用非對(duì)稱錨桿支護(hù)，計(jì)算得到的結(jié)果如圖15所示。與圖11-A對(duì)比可以看出，當(dāng)采用非對(duì)稱錨桿支護(hù)以后，圍巖的塑性區(qū)域位移都有進(jìn)一步的減小，最大位移值從287 mm減小到251 mm。系統(tǒng)錨桿與鋼支撐均處于彈性受力狀態(tài)，未產(chǎn)生斷裂破壞。

圖14 工況9三臺(tái)階開(kāi)挖方法計(jì)算結(jié)果(β=45°)Fig.14 Numerical calculation results of case 9 with three-bench excavation method (β=45°)

4 結(jié) 論

本文以汶馬高速鷓鴣山隧道為工程背景，對(duì)層狀軟巖隧道大變形控制的解耦技術(shù)進(jìn)行了研究，得到的主要結(jié)論如下：

a.考慮錨桿及鋼拱架斷裂的數(shù)值模型可以較好地反映初期支護(hù)在圍巖大變形條件下的斷裂失效，能更為準(zhǔn)確地表征支護(hù)結(jié)構(gòu)的實(shí)際支護(hù)力學(xué)行為。

圖15 工況9三臺(tái)階開(kāi)挖+長(zhǎng)錨桿計(jì)算結(jié)果(β=45°)Fig.15 Numerical calculation results of case 9 with three-bench excavation method and lengthened rock bolt (β=45°)

b.對(duì)于大變形而言，若僅強(qiáng)化支護(hù)結(jié)構(gòu)或減小臺(tái)階開(kāi)挖長(zhǎng)度，可以減小圍巖的位移；但多數(shù)情況下，支護(hù)結(jié)構(gòu)依然會(huì)產(chǎn)生大變形破壞。

c.對(duì)于擠壓因子較大的不明顯擠壓工況，采用常規(guī)支護(hù)+雙臺(tái)階(短臺(tái)階)施工方法可以較好地控制圍巖大變形；對(duì)于擠壓因子較大的輕微擠壓或擠壓因子較小的不明顯擠壓工況，采用常規(guī)支護(hù)+三臺(tái)階施工方法可以較好地控制圍巖大變形；對(duì)于擠壓因子較小的輕微擠壓工況，采用非對(duì)稱錨桿支護(hù)+三臺(tái)階施工方法可以較好地控制圍巖大變形。