高地應(yīng)力軟巖大變形隧道洞型及雙層初期支護(hù)支護(hù)時(shí)機(jī)研究

謝金池， 寇 昊， 何 川， 聶金誠， 楊文波， *， 肖龍鴿

(1. 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； 2. 中國建筑股份有限公司， 北京 100044)

0 引言

隨著我國“一帶一路”倡議的提出，西部地區(qū)的交通建設(shè)取得了新進(jìn)展。但由于地質(zhì)條件復(fù)雜，在隧道建設(shè)過程中出現(xiàn)了越來越多的長大深埋隧道，高地應(yīng)力軟巖大變形問題在隧道開挖過程中比較突出。高地應(yīng)力軟巖隧道大變形一直是隧道施工的重大難題，高地應(yīng)力軟巖隧道施工圍巖變形量大、變形速率快，經(jīng)常發(fā)生初期支護(hù)開裂、掉塊、鋼拱架扭曲等現(xiàn)象，嚴(yán)重時(shí)甚至發(fā)生二次襯砌、仰拱混凝土開裂，對隧道施工安全、進(jìn)度、成本造成了嚴(yán)重影響。

目前已有較多學(xué)者對高地應(yīng)力軟巖大變形隧道開展了研究。田四明等[1]針對川藏鐵路雅安至林芝段的高地應(yīng)力軟巖大變形隧道，提出了加強(qiáng)主動(dòng)支護(hù)、大斷面機(jī)械化開挖、適時(shí)施作二次襯砌的工程舉措。張金龍等[2]根據(jù)玉磨鐵路景寨隧道的變形破壞特征，采用了施作徑向高預(yù)應(yīng)力錨索和注漿、快挖快支快封閉、少爆破開挖、改良鋼架的優(yōu)化措施。韓常領(lǐng)等[3]整理歸納了對高地應(yīng)力軟巖隧道變形的控制對策，并以此為基礎(chǔ)提出了多階段分等級協(xié)同控制變形的方法。孟陸波等[4]為探明高地應(yīng)力軟巖隧道非對稱大變形特征，以200個(gè)高地應(yīng)力軟巖隧道大變形數(shù)據(jù)為基礎(chǔ)，得出了非對稱大變形的影響因素。王睿等[5]以統(tǒng)一強(qiáng)度理論為基礎(chǔ)，推導(dǎo)出適用于軟巖大變形隧道的圍巖松動(dòng)圈半徑計(jì)算公式，并優(yōu)化了初期支護(hù)錨桿長度。何樂平等[6]在綜合分析軟巖隧道大變形風(fēng)險(xiǎn)影響因素的基礎(chǔ)上，提出針對軟巖隧道大變形風(fēng)險(xiǎn)的評價(jià)指標(biāo)和相應(yīng)的分級標(biāo)準(zhǔn)。馬棟等[7]總結(jié)了高地應(yīng)力軟巖隧道施工實(shí)踐經(jīng)驗(yàn)，并闡述了大變形隧道的變形特征和關(guān)鍵控制技術(shù)。韓常領(lǐng)等[8]認(rèn)為采用雙層初期支護(hù)后，支護(hù)結(jié)構(gòu)與圍巖協(xié)同變形，圍巖變形分布更均勻。王仁杰等[9]通過數(shù)值模擬，提出在大跨隧道施工設(shè)計(jì)時(shí)，選擇合適的隧道斷面高跨比對安全施工、降低工程成本有著重要的意義。張俊儒等[10]對高地應(yīng)力陡傾板巖隧道的合理洞型選擇展開研究，確定了控制隧道變形的合理高跨比范圍。郭新新等[11]通過模型試驗(yàn)及數(shù)值模擬，認(rèn)為對于大斷面隧道，合理的高跨比可優(yōu)化圍巖支護(hù)體系的受力，提高經(jīng)濟(jì)效益。唐雄俊[12]基于隧道約束收斂理論，提出圍巖-支護(hù)作用2階段分析思路，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)。周建等[13]分析了隧洞支護(hù)過程中塑性區(qū)應(yīng)力、洞壁位移、支護(hù)壓力的變化情況，并提出隧洞支護(hù)的合理時(shí)機(jī)。

綜上可以看出，針對如何應(yīng)對高地應(yīng)力軟巖隧道大變形的問題，目前主要是采用加強(qiáng)支護(hù)的手段，較少考慮洞型、初期支護(hù)支護(hù)時(shí)機(jī)對隧道圍巖變形的影響。因此，本文依托華麗高速公路東馬場1號隧道工程，開展高地應(yīng)力軟巖大變形隧道洞型及雙層初期支護(hù)支護(hù)時(shí)機(jī)研究，提出高地應(yīng)力Ⅲ級大變形圍巖隧道合理的斷面高跨比及第2層初期支護(hù)施作時(shí)機(jī)，以期為類似高地應(yīng)力軟巖大變形隧道洞型選擇及初期支護(hù)施作時(shí)機(jī)提供參考。

1 高地應(yīng)力軟巖大變形隧道支護(hù)模式及圍巖變形特征分析

1.1 工程概況

東馬場1號隧道為2車道分離式隧道，左線全長5 098 m，右線全長5 205 m，其中，Ⅳ、Ⅴ級圍巖共長7 099 m(占比達(dá)68.9%)，以泥巖和灰?guī)r為代表的變質(zhì)破碎軟巖為主，具有巖體強(qiáng)度低、流變明顯的特點(diǎn)，隧道地質(zhì)斷面圖和凈空斷面圖分別如圖1和圖2所示。斷層兩側(cè)的巖性有較大差異，出口端是泥盆系白云質(zhì)灰?guī)r、灰?guī)r，進(jìn)口端是侏羅系泥質(zhì)粉砂巖、泥巖，構(gòu)造應(yīng)力作用強(qiáng)烈，裂隙發(fā)育，呈碎塊狀。出口K73+860里程斷面處(埋深約600 m)最大水平主應(yīng)力方向?yàn)镹E75°左右，與隧道未開挖段的軸線走向夾角為65°～85°，水平構(gòu)造應(yīng)力(16.05 MPa)大于豎向構(gòu)造應(yīng)力(13.79 MPa)，說明橫截面原地應(yīng)力場以水平構(gòu)造應(yīng)力為主導(dǎo)。

圖1 東馬場1號隧道地質(zhì)斷面圖

東馬場1號隧道穿越程海-賓川斷裂(F3斷裂帶)。程海-賓川斷裂屬于全新世活動(dòng)斷裂、發(fā)震斷裂，寬約95 m，長180 km，斷層產(chǎn)狀310°∠72°，屬壓性逆斷層，多期次強(qiáng)烈活動(dòng)，具有7級左右發(fā)震能力。隧道最大埋深為613 m，現(xiàn)場測得的初始地應(yīng)力為16.24 MPa。綜合圍巖強(qiáng)度指標(biāo)可知，東馬場1號隧道處于高應(yīng)力區(qū)、極高應(yīng)力區(qū)，開挖過程中大變形問題突出。

圖2 東馬場1號隧道凈空斷面圖(單位： cm)

1.2 大變形等級與支護(hù)結(jié)構(gòu)參數(shù)

東馬場1號隧道施工采用三臺(tái)階開挖工法，開挖步驟為： 上臺(tái)階弧形導(dǎo)坑開挖—上臺(tái)階拱部初期支護(hù)—中臺(tái)階開挖，中臺(tái)階邊墻初期支護(hù)—下臺(tái)階開挖，下臺(tái)階邊墻初期支護(hù)—仰拱初期支護(hù)—邊墻及拱部第2層初期支護(hù)，開挖流程如圖3所示。現(xiàn)場施工中在距離掌子面25 m左右時(shí)及時(shí)進(jìn)行第2層初期支護(hù)，并要求15 d內(nèi)初期支護(hù)封閉成環(huán)，在初期支護(hù)沉降收斂速率不大于0.5 mm/d(持續(xù)1周)后方可施工二次襯砌。

圖3 東馬場1號隧道開挖流程

隧道最初采用單層初期支護(hù)，受全新世活動(dòng)的程海-賓川斷裂帶影響，在施工過程中，在逐漸接近斷裂帶的變質(zhì)泥巖、變質(zhì)灰?guī)r等軟巖區(qū)段時(shí)，隧道出現(xiàn)了大變形并且逐漸加劇，隧道結(jié)構(gòu)發(fā)生了初期支護(hù)開裂剝落、拱架折疊扭曲、變形侵限、二次襯砌開裂、仰拱開裂及拱底隆起等現(xiàn)象，如圖4所示。

(a) 初期支護(hù)開裂剝落(b) 拱架折疊扭曲

隧道未開挖段圍巖主要為灰?guī)r、泥巖，圍巖破碎、強(qiáng)度較低。公路隧道相關(guān)規(guī)范中并沒有明確對圍巖大變形進(jìn)行分級。參考TB 10003—2016《鐵路隧道設(shè)計(jì)規(guī)范》，依據(jù)圍巖的強(qiáng)度應(yīng)力比值Rb/σmax(Rb為圍巖強(qiáng)度，σmax為最大地應(yīng)力)對圍巖的大變形進(jìn)行了分級，如表1所示。根據(jù)地勘資料所得的未開挖段圍巖強(qiáng)度，確定未開挖段圍巖強(qiáng)度應(yīng)力比(如表2所示)，再結(jié)合大變形分級表與已施工段圍巖變形情況，隧道設(shè)計(jì)過程中應(yīng)加強(qiáng)應(yīng)對大變形的工程措施，因此確定剩余未開挖段按照Ⅲ級大變形(強(qiáng)烈大變形)進(jìn)行設(shè)計(jì)。

表1 《鐵路隧道設(shè)計(jì)規(guī)范》大變形分級表

表2 未開挖段圍巖強(qiáng)度應(yīng)力比

為此，對未開挖段支護(hù)形式進(jìn)行調(diào)整，將Ⅲ級圍巖大變形(強(qiáng)烈大變形)段改為雙層初期支護(hù)的復(fù)合襯砌結(jié)構(gòu)形式，其典型斷面如圖5所示，具體支護(hù)結(jié)構(gòu)設(shè)計(jì)參數(shù)見表3。

圖5 雙層初期支護(hù)典型斷面圖(單位： m)

表3 支護(hù)結(jié)構(gòu)設(shè)計(jì)參數(shù)

1.3 雙層初期支護(hù)體系下圍巖變形特征

目前，東馬場1號隧道斷面高跨比為0.9，采用雙層初期支護(hù)結(jié)構(gòu)進(jìn)行施工。施工過程中開展了變形監(jiān)測，在拱頂設(shè)置了沉降監(jiān)測點(diǎn)，在拱肩、拱腰設(shè)置了水平收斂監(jiān)測點(diǎn)。

1.3.1 圍巖變形

ZK73+050斷面變形監(jiān)測結(jié)果如圖6所示。由圖6可知，圍巖變形特征為拱頂沉降最大，拱腰水平收斂次之，拱肩水平收斂最小；隧道施工期間以拱頂沉降為主，拱頂沉降最大值為577.1 mm，遠(yuǎn)遠(yuǎn)大于拱肩水平收斂值299.9 mm。

(a) 單層初期支護(hù)

拱頂沉降之所以遠(yuǎn)大于拱肩水平收斂，是由于按照彈性圓孔理論計(jì)算，隧道開挖后正應(yīng)力減小為零，受力主要為切應(yīng)力，即由原來的三向受力狀態(tài)轉(zhuǎn)為二向受力狀態(tài)，并且受開挖工序的影響，會(huì)導(dǎo)致實(shí)際過程中產(chǎn)生應(yīng)力轉(zhuǎn)移的現(xiàn)象；同時(shí)，由于拱頂開挖后臨空時(shí)間較長，導(dǎo)致拱頂沉降遠(yuǎn)大于拱肩水平收斂。

由圖6可知： 隧道開挖后，圍巖變形迅速增大，14 d時(shí)拱頂沉降為401 mm，最終變形值為577 mm； 20 d時(shí)拱肩水平收斂為210 mm，最終變形值為300 mm； 25 d時(shí)拱腰水平收斂為340 mm，最終變形值為479 mm。

采用雙層初期支護(hù)與采用單層初期支護(hù)相比，拱頂沉降最大值減小了14.49%，拱肩水平收斂最大值減小了33.04%，拱腰水平收斂最大值相差不大。

1.3.2 圍巖變形速率

圍巖變形速率監(jiān)測結(jié)果如圖7所示。根據(jù)監(jiān)測結(jié)果可知，雙層初期支護(hù)情況下圍巖變形速率較大，拱頂最大沉降速率為66.1 mm/d，拱肩最大水平收斂速率為28.8 mm/d，拱腰最大水平收斂速率為34.5 mm/d。

(a) 拱頂沉降速率

與采用單層初期支護(hù)相比，采用雙層初期支護(hù)后拱頂最大沉降速率下降了31.07%，拱肩最大水平收斂速率下降了22.99%，拱腰最大水平收斂速率下降了16.26%。

雖然采用雙層初期支護(hù)代替單層初期支護(hù)后，圍巖變形和變形速率有了一定程度的減小，但在隧道初期支護(hù)仰拱封閉后還是出現(xiàn)了拱肩破壞、仰拱開裂等現(xiàn)象，如圖8所示。

(a) 拱肩破壞(b) 仰拱開裂

采用雙層初期支護(hù)后仍出現(xiàn)拱肩破壞、仰拱開裂等情況，原因是： 1)由于受到開挖工序的影響，會(huì)導(dǎo)致實(shí)際施工過程中產(chǎn)生應(yīng)力轉(zhuǎn)移的現(xiàn)象，拱頂、拱腰處的應(yīng)力轉(zhuǎn)移至拱肩處，導(dǎo)致拱肩處壓應(yīng)力過大(如圖9所示)；另外，隧道處于高應(yīng)力區(qū)、極高應(yīng)力區(qū)，應(yīng)力過大，隧道仰拱與隧道其他位置相比曲率較小，從結(jié)構(gòu)形式方面來說不利于受力；同時(shí)，由于施作仰拱時(shí)施工整體性較差，仰拱還要承擔(dān)隧道結(jié)構(gòu)上部轉(zhuǎn)移的力。2)第2層初期支護(hù)施作過早，第1層初期支護(hù)的預(yù)留變形量過小，導(dǎo)致第1層初期支護(hù)并未充分發(fā)揮承載能力。

圖9 圍巖壓力監(jiān)測結(jié)果

為此開展隧道洞型及雙層初期支護(hù)支護(hù)時(shí)機(jī)研究，提出合理的隧道斷面高跨比及第2層初期支護(hù)施作時(shí)機(jī)建議，以期從根本上解決高地應(yīng)力軟巖大變形問題，控制隧道變形，確保施工安全和施工進(jìn)度。

2 高地應(yīng)力軟巖大變形隧道合理洞型研究

2.1 隧道斷面高跨比對圍巖變形的影響

高跨比又稱扁平率，是隧道斷面高度與隧道斷面寬度之比，有開挖斷面和凈空斷面2種情況，通常情況下按照開挖斷面得出高跨比。高跨比反映了斷面的扁平程度，高跨比越小，隧道斷面形狀越扁平[9]。

對于單線隧道一般采用高跨比較大的斷面形式，以減少空間浪費(fèi)。而對于雙線、三線、四線的大斷面隧道，隨著隧道跨度增大，出于空間利用率考慮，不可避免地要降低扁平率。一般扁平率小的隧道，支護(hù)結(jié)構(gòu)抵抗垂直荷載的能力明顯弱于抵抗水平荷載的能力，使控制垂直方向上的圍巖穩(wěn)定性的難度明顯大于水平方向；而扁平率大的隧道，支護(hù)結(jié)構(gòu)抵抗水平荷載的能力明顯弱于垂直荷載，使控制水平方向上的圍巖穩(wěn)定性難度要明顯大于垂直方向[9]。

在破碎、較破碎的圍巖中，隧道的變形主要為開挖的空間效應(yīng)引起的變形。東馬場1號隧道的圍巖較破碎，故其圍巖變形主要是開挖的空間效應(yīng)引起的變形。扁平形狀的大斷面結(jié)構(gòu)很難應(yīng)對這種擠壓性環(huán)境，尤其是很難保證拱部的穩(wěn)定性，隧道之前的破壞特征也印證了這一點(diǎn)。

2.2 計(jì)算模型及參數(shù)

結(jié)合工程實(shí)際情況，采用FLAC3D軟件分別建立高跨比為0.80(馬蹄形)、0.90(類圓形)、1.00(圓形)的3種隧道三維模型，如圖10和圖11所示。

(a) 整體模型

(a) 馬蹄形斷面，高跨比0.80

其中，高跨比0.80的斷面為原設(shè)計(jì)斷面，高跨比0.90的斷面為變更后的現(xiàn)場實(shí)際斷面，高跨比1.00的斷面為本次數(shù)值模擬斷面。模擬采用Mohr-Coulomb強(qiáng)度準(zhǔn)則彈塑性本構(gòu)模型。

第1層初期支護(hù)厚度為31 cm，第2層初期支護(hù)厚度為29 cm，二次襯砌厚度為70 cm。圍巖、第1層初期支護(hù)、第2層初期支護(hù)、二次襯砌采用實(shí)體單元模擬，超前小導(dǎo)管和錨桿采用cable單元模擬。隧道模型上臺(tái)階長5 m，中臺(tái)階長8 m，下臺(tái)階長11 m，循環(huán)進(jìn)尺為1 m。

計(jì)算前模型左右施加16.05 MPa的水平構(gòu)造應(yīng)力，上部施加13.79 MPa的圍巖自重應(yīng)力(地應(yīng)力測量地段為K73+860，埋深約600 m)，前后和底部施加固定約束。圍巖力學(xué)參數(shù)及支護(hù)參數(shù)分別如表4和表5所示。

表4 圍巖力學(xué)參數(shù)

表5 支護(hù)參數(shù)

2.3 計(jì)算結(jié)果分析

監(jiān)測點(diǎn)布置如圖12所示。取數(shù)值模擬中隧道中間位置(里程ZK73+050)的計(jì)算結(jié)果進(jìn)行不同高跨比隧道開挖過程中的受力變形分析。

圖12 監(jiān)測點(diǎn)布置圖

2.3.1 不同高跨比隧道圍巖變形分析

高地應(yīng)力場中3種高跨比下，從開挖到施作二次襯砌完成后的全過程中，隧道拱頂沉降，拱底隆起以及拱肩、拱腰、拱腳水平收斂隨開挖步的變化如圖13所示。由圖可以看出，隧道高跨比為0.9時(shí)數(shù)值模擬結(jié)果與現(xiàn)場監(jiān)測數(shù)據(jù)較吻合。

由圖13可知，在開挖到目標(biāo)斷面(開挖步為30)前，監(jiān)測點(diǎn)處已經(jīng)發(fā)生了一定的變形；當(dāng)掌子面距目標(biāo)斷面的開挖步小于10時(shí)，對變形的影響較為顯著。在上臺(tái)階開挖時(shí)，圍巖豎向位移增長速度較快；在下臺(tái)階開挖并施作上中下三臺(tái)階的初期支護(hù)后，拱頂沉降速度明顯放緩；在仰拱開挖并施作初期支護(hù)后，拱底隆起的速度也明顯放緩；在仰拱閉合后，拱頂沉降與拱底隆起均逐漸趨于收斂。

(a) 拱頂與拱底豎向位移值

在3種隧道斷面高跨比下，拱頂沉降差別不大，但拱底隆起差異明顯。隨著隧道高跨比的逐漸增大，拱底隆起逐漸減小，高跨比為1.00時(shí)最大拱底隆起值為394.2 mm，相對高跨比為0.80時(shí)的最大拱底隆起值494.8 mm減小了20.33%。

各監(jiān)測點(diǎn)在水平方向上都出現(xiàn)了向凈空面方向的位移，水平方向的位移值相對豎向位移而言較小。隨著高跨比的增加，拱腰水平收斂略微增加，拱腳水平收斂增加不大，拱肩水平收斂明顯減小。相比高跨比為0.80，高跨比為1.00時(shí)，拱肩水平收斂最終值的絕對值從205.8 mm減小到178.7 mm，減小了13.17%；拱腰水平收斂最終值的絕對值從313.4 mm增加到328.0 mm，增加了4.66%；拱腳水平收斂最終值的絕對值從258.4 mm增加到282.8 mm，增加了9.44%。

拱肩、拱腰、拱腳的水平收斂速度變化各不相同。拱肩水平收斂在上臺(tái)階開挖時(shí)增長速度較快，在中臺(tái)階開挖后速度明顯放緩。拱腰水平收斂在中臺(tái)階開挖后，收斂速度有所提升，直到下臺(tái)階開挖后才明顯放緩。拱腳水平收斂速度直到仰拱開挖并施作初期支護(hù)后，才明顯放緩。

綜上，隨著高跨比的增大，拱底隆起和圍巖的水平收斂變形逐漸減小。在高跨比為1.00時(shí)，可以有效控制拱底隆起和拱肩水平收斂變形。

從數(shù)值模擬的結(jié)果來看，通過改變斷面拱腰以下的形狀，可以有效解決雙層初期支護(hù)體系下施工過程中出現(xiàn)的拱肩破壞、仰拱開裂問題。

2.3.2 不同高跨比隧道支護(hù)結(jié)構(gòu)受力分析

隧道開挖完成后，3種高跨比下第1層初期支護(hù)應(yīng)力、第2層初期支護(hù)應(yīng)力以及二次襯砌應(yīng)力變化規(guī)律及特點(diǎn)如圖14所示。由圖可知，支護(hù)體系處于受壓狀態(tài)。

高跨比為1.00時(shí)，將隧道各位置初期支護(hù)及二次襯砌應(yīng)力值的比值作為雙層初期支護(hù)以及二次襯砌荷載的分擔(dān)比例，結(jié)果如表6所示。由表6可知，二次襯砌在支護(hù)體系中承擔(dān)的荷載較小，初期支護(hù)承擔(dān)的荷載較大，二次襯砌主要作為安全儲(chǔ)備。

1)由圖14(a)可知，對于第1層初期支護(hù)，拱頂、拱肩、拱腰處所受的壓力比較大，最大的壓應(yīng)力出現(xiàn)在左拱肩，為15～18 MPa，遠(yuǎn)小于混凝土的強(qiáng)度。相對于高跨比為0.90、0.80，在高跨比為1.00時(shí)，拱肩處的應(yīng)力有所減小，分別減小了4.27%、12.12%；在拱頂、拱腰、拱腳以及拱底處應(yīng)力均有較大幅度增大，但均小于混凝土的抗壓強(qiáng)度，拱頂處的應(yīng)力分別增大了4.42%、7.55%，拱腰處的應(yīng)力分別增大了12.07%、22.30%，拱腳處的應(yīng)力分別增大了26.94%、79.18%，拱底處的應(yīng)力分別增大了27.93%、89.65%。

(a) 第1層初期支護(hù)應(yīng)力

由此可知，隨著高跨比的增大，第1層初期支護(hù)所承受的壓力大幅度增大，但處于安全范圍內(nèi)。說明隨著高跨比的增大，第1層初期支護(hù)更好地發(fā)揮了支護(hù)作用，對隧道的開挖更為有利。

表6 初期支護(hù)與二次襯砌荷載的分擔(dān)比例(高跨比為1.00)

2)由圖14(b)可知，對于第2層初期支護(hù)，拱頂、拱肩、拱腰處所受壓力較大，最大的壓應(yīng)力出現(xiàn)在拱頂，約為29 MPa，接近混凝土的破壞應(yīng)力。相對于高跨比0.90、0.80，在高跨比為1.00時(shí)，拱頂處的應(yīng)力分別減小了8.11%、12.70%，拱肩處的應(yīng)力分別減小了2.94%、7.18%，拱腰處的應(yīng)力分別增大了7.66%、15.11%，拱腳處的應(yīng)力分別增大了10.24%、13.90%，拱底處的應(yīng)力分別增大了7.58%、30.99%，且均處于安全范圍內(nèi)。

由此可知，在處于接近破壞的部位如拱頂、拱肩處，隨著高跨比的增大，應(yīng)力逐漸減小，減小了支護(hù)破壞的可能；而在其他部位，隨著高跨比的增大，應(yīng)力逐漸增大，但遠(yuǎn)小于混凝土的強(qiáng)度。說明隨著高跨比的增大，第2層初期支護(hù)更好地發(fā)揮了支護(hù)作用，對隧道的開挖更為有利。

3)對于二次襯砌，在高跨比為1.00時(shí)，相對于高跨比0.90、0.80時(shí)拱頂處的應(yīng)力分別增大了2.63%、3.72%，拱肩處的應(yīng)力分別減小了3.84%、5.48%，拱腰處的應(yīng)力分別減小了1.33%、5.00%，拱腳處的應(yīng)力分別減小了14.27%、17.73%，拱底處的應(yīng)力分別減小了5.57%、11.80%。

由此可知，隨著高跨比的增大，拱底二次襯砌受力逐漸減小，降低了仰拱開裂發(fā)生的可能性，而其他部位受力逐漸增大，更好地發(fā)揮了二次襯砌的支護(hù)作用。

綜上，由受力可知，隨著高跨比的增大，支護(hù)體系在整體上發(fā)揮了更好的支護(hù)作用，對隧道開挖更有利。對于第1層初期支護(hù)，其所承受的應(yīng)力大幅度增大，但處于安全范圍內(nèi)；對于第2層初期支護(hù)，在處于接近破壞的部位如拱頂、拱肩處應(yīng)力減小，降低了支護(hù)破壞的可能，而其他部位應(yīng)力增大，但遠(yuǎn)小于混凝土的強(qiáng)度；對于二次襯砌，拱底應(yīng)力減小，減小了拱底二次襯砌的受力。

3 高地應(yīng)力軟巖大變形隧道雙層初期支護(hù)支護(hù)時(shí)機(jī)研究

3.1 支護(hù)時(shí)機(jī)工況設(shè)計(jì)

通過數(shù)值模擬研究隧道第2層初期支護(hù)支護(hù)時(shí)機(jī)時(shí)，仍然依據(jù)2.2節(jié)建立的隧道模型。在第1層初期支護(hù)封閉后，首先設(shè)計(jì)無第2層初期支護(hù)以及后續(xù)開挖支護(hù)工況，監(jiān)測距隧道洞口0 m處的位移值，監(jiān)測點(diǎn)布置如圖12所示。提取各監(jiān)測點(diǎn)位移值繪制隧道拱頂沉降、拱肩水平收斂、拱腰水平收斂隨開挖步的變化曲線，結(jié)果如圖15所示。

圖15 監(jiān)測點(diǎn)位移圖

由圖15可知，拱頂沉降始終是隧道洞周位移中的最大值，因此將控制拱頂沉降作為控制隧道變形的關(guān)鍵。提取該工況下的拱頂沉降數(shù)據(jù)，繪制位移隨開挖步的變化曲線，結(jié)果如圖16所示。其中，第14步為下臺(tái)階開挖，在此之后進(jìn)行第2層初期支護(hù)。為探究第2層初期支護(hù)合理支護(hù)時(shí)機(jī)，選取第1層初期支護(hù)拱頂沉降達(dá)到300 mm(下臺(tái)階開挖2 m)、350 mm(下臺(tái)階開挖16 m)及400 mm(下臺(tái)階開挖43 m)時(shí)施作第2層初期支護(hù)作為工況(見表7)開展數(shù)值模擬。

圖16 拱頂沉降值

表7 第2層初期支護(hù)支護(hù)時(shí)機(jī)計(jì)算工況表

3.2 計(jì)算結(jié)果分析

3.2.1 第2層初期支護(hù)不同支護(hù)時(shí)機(jī)圍巖變形分析

由于拱頂沉降是洞周位移中的最大值，因此繪制不同第2層初期支護(hù)支護(hù)時(shí)機(jī)下拱頂沉降位移圖，結(jié)果如圖17所示。拱頂最終沉降對比如表8所示。

圖17 不同第2層初期支護(hù)支護(hù)時(shí)機(jī)下拱頂沉降值

表8 不同第2層初期支護(hù)支護(hù)時(shí)機(jī)下拱頂最終沉降對比

在第1層初期支護(hù)變形達(dá)350 mm時(shí)施作第2層初期支護(hù)與第1層初期支護(hù)變形達(dá)300 mm時(shí)施作相比，拱頂沉降最終值增大了8.97%。第1層初期支護(hù)變形達(dá)400 mm時(shí)施作第2層初期支護(hù)與第1層初期支護(hù)變形達(dá)300、350 mm時(shí)施作相比，拱頂沉降最終值分別增大了15.16%、5.68%。經(jīng)分析可知，拱頂沉降最終值隨第2層初期支護(hù)支護(hù)時(shí)間的推遲而增大，且增幅逐漸減小。由于支護(hù)時(shí)間推遲使得圍巖未得到支護(hù)，因此變形累積增長，但因圍巖內(nèi)部平衡了一部分應(yīng)力，使得位移增長幅度減小。

3.2.2 第2層初期支護(hù)不同支護(hù)時(shí)機(jī)下的支護(hù)結(jié)構(gòu)受力分析

工況1—3開挖模擬計(jì)算完成后，取隧道進(jìn)口截面作為分析截面(y=0 m處)，則不同工況下拱頂處初期支護(hù)最小主應(yīng)力數(shù)值如表9所示。

表9 拱頂處初期支護(hù)最小主應(yīng)力數(shù)值

經(jīng)分析可知，在第1層初期支護(hù)變形達(dá)400 mm時(shí)施作第2層初期支護(hù)與第1層初期支護(hù)變形達(dá)300、350 mm時(shí)施作相比，第1層初期支護(hù)最小主應(yīng)力分別減小了54.99%、40.55%，第2層初期支護(hù)最小主應(yīng)力分別減小了60.91%、49.70%。

由此可知，隨著第2層初期支護(hù)支護(hù)時(shí)間的推遲，雙層初期支護(hù)的最小主應(yīng)力顯著減小。這是由于第2層初期支護(hù)支護(hù)過早時(shí)，圍巖應(yīng)力釋放不充分，圍巖未充分發(fā)揮自承能力，第2層初期支護(hù)承受過大的應(yīng)力，可能會(huì)導(dǎo)致支護(hù)破壞，影響工程性能；而較晚施作第2層初期支護(hù)，可以使圍巖應(yīng)力得到充分釋放，第1層初期支護(hù)能較好發(fā)揮其力學(xué)性能，第2層初期支護(hù)不至于承受過大應(yīng)力，從而工程整體性能較好，降低了支護(hù)破壞發(fā)生的可能性。

綜上分析可知，第1層初期支護(hù)變形達(dá)400 mm時(shí)施作第2層初期支護(hù)與第1層初期支護(hù)變形達(dá)350 mm時(shí)施作相比，拱頂沉降最終值雖增大了5.68%，但第1層初期支護(hù)應(yīng)力下降了40.55%，第2層初期支護(hù)應(yīng)力下降了49.70%，可見應(yīng)力下降幅度遠(yuǎn)大于拱頂沉降的增大幅度。因此，在第1層初期支護(hù)變形達(dá)400 mm時(shí)，施作第2層初期支護(hù)效果較好，施工中可根據(jù)第1層初期支護(hù)設(shè)計(jì)規(guī)定的預(yù)留變形量來確定第2層初期支護(hù)的支護(hù)時(shí)機(jī)。

4 結(jié)論與建議

通過對高地應(yīng)力軟巖大變形隧道洞型及雙層初期支護(hù)支護(hù)時(shí)機(jī)的研究，得到以下結(jié)論：

1)對于高地應(yīng)力軟巖隧道，采用雙層初期支護(hù)代替單層初期支護(hù)后，圍巖變形和變形速率雖有一定程度的減小，但在隧道施工過程中仍然出現(xiàn)了拱肩破壞、仰拱開裂等現(xiàn)象。

2)在雙層初期支護(hù)條件下，對于高地應(yīng)力Ⅲ級大變形圍巖2車道隧道，隨著隧道高跨比的增大，高地應(yīng)力軟巖隧道之前發(fā)生破壞的拱肩、拱底處變形減??；第1層初期支護(hù)所承受的應(yīng)力增大，但處于安全范圍內(nèi)；第2層初期支護(hù)、二次襯砌應(yīng)力減小。由此可知，對于高地應(yīng)力隧道，增大隧道高跨比可有效控制圍巖大變形，能使支護(hù)體系更好地發(fā)揮支護(hù)作用，對隧道的開挖更為有利。因此，建議隧道高跨比取為1.00。

3)對于高地應(yīng)力Ⅲ級大變形圍巖2車道隧道，適當(dāng)增大第1層初期支護(hù)的預(yù)留變形量，推遲第2層初期支護(hù)的支護(hù)時(shí)間，支護(hù)應(yīng)力大幅降低，因此，建議第1層初期支護(hù)變形達(dá)400 mm時(shí)施作第2層初期支護(hù)。

本文重點(diǎn)針對高地應(yīng)力軟巖大變形隧道洞型、雙層初期支護(hù)施作時(shí)機(jī)開展了大變形控制研究，但大變形處治是一個(gè)系統(tǒng)工程，本文研究內(nèi)容有限，之后將對超前小導(dǎo)管、仰拱管樁類型和分布、主動(dòng)錨固技術(shù)等開展研究。