軟巖大變形隧道不同支護模式的合理性探討
——以木寨嶺公路隧道為例

汪 波， 喻 煒， 訾 信， 程星源， 郭新新， 樊 勇

(1. 西南交通大學 交通隧道工程教育部重點實驗室， 四川 成都 610031；2. 成都理工大學環(huán)境與土木工程學院， 四川 成都 610059；3. 云南省水利水電勘測設計研究院， 云南 昆明 650021)

0 引言

近年來，隨著西部大開發(fā)的逐年深入和“一帶一路”倡議的實施，穿越以千枚巖、炭質(zhì)板巖與泥巖等為代表的長大深埋軟巖隧道大量涌現(xiàn)[1]，高地應力環(huán)境所引發(fā)的隧道建設過程中軟巖大變形問題日益凸顯，由此帶來的變形侵限、噴射混凝土剝落、拱架扭曲、二次襯砌開裂甚至塌方等工程災害現(xiàn)象屢見不鮮，嚴重危及了隧道正常施工。

為應對軟巖隧道中出現(xiàn)的大變形問題，國內(nèi)外尤其是我國隧道工程界多年來一直沿用“強力支護”的理念來“抵御”[2]圍巖變形?！皬娏χёo”指在隧道開挖后通過設法加大支護結(jié)構(gòu)的抗變形剛度來限制軟巖的過大變形，如采用加厚的、二次甚至多次復噴的噴射網(wǎng)筋混凝土，布設縱距更密的高強度鋼拱支架，以及施作更加厚實、配筋率更高的剛性二次襯砌結(jié)構(gòu)等，但由此導致的錨、噴、網(wǎng)和鋼架、二次襯砌等支護參數(shù)的設計標準都大大突破了各行業(yè)規(guī)范中的推薦值，典型工程有蘭渝鐵路木寨嶺隧道、廣甘高速公路杜家山隧道、成蘭高鐵茂縣隧道等[3]。這種高強度和高剛度的支護模式在處治大變形過程中由于抑制了巖體形變能的釋放，在變形較大的軟巖隧道中不可避免地出現(xiàn)了不同程度的工程災害問題[4-5]。

由此，以孫鈞院士為代表的專家、學者指出[6-9]：在軟巖大變形地下工程中，通過提高支護結(jié)構(gòu)的剛度和強度來阻止圍巖變形的思路是行不通的，“強力支護”的基本理念應當改變，進而在該基礎(chǔ)上從軟巖巖體的非線性流變特性出發(fā)，提出了針對軟巖大變形的“讓壓支護”理念，即在圍巖協(xié)同支護發(fā)生一定變形之后，支護結(jié)構(gòu)在提供支護力的同時，讓“圍巖形變能”得以在該支護抗力持續(xù)伴隨作用下適當釋放，從而實現(xiàn)支護體系“抗讓結(jié)合、邊抗邊讓、抗中有讓”的承載特性，進而達到充分發(fā)揮圍巖自承能力，優(yōu)化結(jié)構(gòu)受力，保障隧道穩(wěn)定、安全的目的。但截至目前，讓壓支護體系在軟巖大變形隧道中尚處于初步試驗階段，其適用性與可靠性均有待進一步研究。

20世紀90年代中期以來，隨著礦井開采深度的不斷增大，出現(xiàn)了越來越多的高地應力煤層巷道。因煤層巖體強度低、自穩(wěn)能力差，巷道掘進過程中大變形問題十分突出，以拱架+噴射混凝土為主體的“強力支護”方式在大變形災害防治中常常顯得“力不從心”。由此，以康紅普院士、何滿潮院士為代表的礦業(yè)領(lǐng)域?qū)＜摇W者通過對傳統(tǒng)全長黏結(jié)型錨固系統(tǒng)進行改進，提出了以高強預應力錨固系統(tǒng)為核心的大變形支護體系，并將其成功應用于煤礦巷道大變形治理中，進一步提出了以“高預應力、高強度、高剛度”錨桿(索)為主體的煤巷預應力錨桿(索)支護技術(shù)[10-13]。此舉為擠壓型軟巖隧道大變形治理提供了新的思路與方法，但在隧道斷面更大、服役時間更長、變形控制要求更為嚴格的交通隧道或水工隧洞中，出于對錨固體系可靠性及耐久性的要求，支護系統(tǒng)中仍普遍采用砂漿或中空注漿錨桿，預應力錨桿(索)體系應用較少，其適用性與可靠性亦有待進一步探討。

綜上所述，國內(nèi)外學者雖針對大變形隧道提出了“強力支護”、“讓壓支護”及“預應力支護”3種主要支護模式，且上述支護模式在大變形防治過程中均取得了相關(guān)成功經(jīng)驗；但3種支護模式在軟巖大變形隧道中究竟該如何選擇，尚未給出相關(guān)建議，也未開展過深入探討。由此致使設計人員在面臨軟巖大變形隧道支護系統(tǒng)選型與參數(shù)制定過程中往往出現(xiàn)很大的隨意性和不確定性，最為典型的情形是即使在大變形等級相同的軟巖隧道中，設計的支護參數(shù)甚至秉承的支護理念存在著較大差異。上述狀況在給工程技術(shù)人員設計、施工帶來極大困惑的同時，也給軟巖隧道大變形治理帶來了造價增高、風險加大等問題。

鑒于此，本文從支護強度對軟巖變形控制的效用性分析著手，通過對各類支護體系與圍巖間相互作用關(guān)系的深入剖析，在揭示“強力支護”、“讓壓支護”及“預應力支護”控制軟巖隧道變形機制與承載特性的同時，結(jié)合支護理念核心載體——錨固系統(tǒng)的材料性能特點開展研究，探討軟巖大變形隧道中支護模式的合理性選用依據(jù)，以期為科學、經(jīng)濟、安全、有效地治理軟巖隧道大變形問題提供思路。

1 基于承載特性的軟巖大變形隧道中不同支護模式分類探討

1.1 基于承載特性的支護模式分類

分析當前我國以礦山法修建的交通與水工大變形地下洞室所采用的“強力支護”、“讓壓支護”及“預應力支護”3類支護模式的構(gòu)件組成(見表1)，可以發(fā)現(xiàn)，支護結(jié)構(gòu)普遍采用初期支護+二次襯砌組成的復合式襯砌模式。其中，初期支護系統(tǒng)通常由噴射混凝土、鋼筋網(wǎng)、拱架及錨桿(索)等構(gòu)件組合而成，二次襯砌普遍為模筑混凝土澆筑而成。不同支護模式中，除組成初期支護體系的錨固系統(tǒng)存在一定差異外，其他組成構(gòu)件基本相同。具體而言，“強力支護”體系普遍以全長黏結(jié)型砂漿錨桿為主；“讓壓支護”體系以讓壓錨桿(索)為主，并將常規(guī)的拱架系統(tǒng)替換為可縮型拱架；“預應力支護”體系中預應力主要通過預應力錨桿(索)實現(xiàn)。

表1 各支護模式的構(gòu)件組成Table 1 Component composition of each support type

盡管上述3類支護模式中各組成構(gòu)件及各構(gòu)件所起的支護效應與作用機制存在差異，但若從承載特性分析入手，僅分為被動承載型和主動承載型2類。

1.2 被動承載特性

近年來，隨著國內(nèi)外學者對軟巖大變形及巖爆隧道發(fā)生破壞機制與支護控制技術(shù)研究的不斷深入，對襯砌結(jié)構(gòu)與圍巖間相互作用機制的認知亦逐步加深，由此提出了明確的被動承載的概念?！氨粍映休d”指依賴圍巖產(chǎn)生向洞內(nèi)的變形或破壞來“誘發(fā)”支護結(jié)構(gòu)受力，以抵御可能發(fā)生的各類災害。從上述認知出發(fā)，分析我國交通隧道與水工隧洞領(lǐng)域初期支護+二次襯砌支護模式中各支護構(gòu)件承載特性，可以看出，噴射混凝土、拱架及二次襯砌等支護構(gòu)件具有典型的被動承載特性，上述構(gòu)件若要發(fā)揮作用，均首先需要圍巖支護間產(chǎn)生相對位移，否則各構(gòu)件難以發(fā)揮支護效應[14]；而當前我國隧道工程中應用最為廣泛的全長黏結(jié)型砂漿錨桿系統(tǒng)，雖從巖體內(nèi)部對圍巖進行了“深層支護”，但要其發(fā)揮作用同樣需要圍巖與錨桿間產(chǎn)生相對位移，其受力性能取決于圍巖何時向洞內(nèi)變形以及變形的程度，因此該類錨固體系本質(zhì)上仍屬于“被動承載”的范疇。

1.3 主動承載特性

“主動承載”指通過改善洞周一定深度范圍內(nèi)圍巖的物理力學特性，主動“提高”和“調(diào)動”圍巖承載能力，形成深部巖體“承載拱效應”，從而實現(xiàn)控制變形的目的[15]。

處于高地應力狀態(tài)下的隧道洞室開挖后，為消除因洞壁周邊約束解除而造成的高應力差及帶來的巖體力學性狀惡化問題，需主動快速地對洞壁施加徑向支護力，以部分恢復洞壁徑向應力，同時使洞周圍巖的受力環(huán)境盡早恢復到三維應力狀態(tài)，進而達到快速主動減小高地應力隧道洞周應力差、抑制裂隙的擴展貫通及宏觀破裂面的形成、提高圍巖物理力學性狀及其自承能力的目的[16]，如圖1所示。

(a) 有無圍壓下的應力包絡圖

(b) 試驗煤樣[17]圖1 主動支護下圍巖應力與巖體力學特性曲線Fig. 1 Stress condition of surrounding rock and rock mechanical characteristics under active support

“預應力支護”體系中以預應力錨桿(索)為核心構(gòu)件的錨固支護系統(tǒng)，將在施錨區(qū)形成一定厚度的處于三向受壓狀態(tài)的應力壓縮帶(見圖2)，壓縮帶內(nèi)巖體物理力學特性得到增強，洞周一定深度范圍內(nèi)圍巖的自承載能力得到提高，進而形成承載拱效應。因此，預應力錨桿(索)支護構(gòu)件屬于典型的主動承載結(jié)構(gòu)，其與其他被動承載構(gòu)件共同組成了軟巖大變形隧道中主-被動承載系統(tǒng)。

圖2 預應力錨固圍巖壓縮帶示意圖[16]Fig. 2 Compression zone diagram of prestressed anchorage surrounding rock[16]

綜上分析可以看出，被動型支護體系的承載主體是“襯砌結(jié)構(gòu)”，并未從真正意義或者說最大程度上提高和調(diào)動圍巖尤其是深部圍巖的自承能力；而主動型支護體系的承載主體是“圍巖”，其核心是利用支護構(gòu)件提高和調(diào)動圍巖尤其是深部圍巖的自承能力。

2 被動支護體系在軟巖大變形隧道中的效用性及適宜性分析

2.1 擠壓型大變形隧道中基于擠壓因子的分級簡介

圖3 隧道圍巖擠壓分級Fig. 3 Extrusion classification of tunnel surrounding rock

表2 圍巖擠壓程度分級標準Table 2 Gradinge of surrounding rock extrusion degree

(1)

式中：c為巖體峰值黏聚力；φ為巖體峰值內(nèi)摩擦角。

2.2 基于支護強度的被動支護模型建立

隧道被動初期支護的實質(zhì)是支護結(jié)構(gòu)提供了一個阻止圍巖變形的壓力，其大小用支護強度pi，即單位面積洞室圍巖表面上作用的支護力來表征。應當注意的是，該支護強度pi在圍巖與支護結(jié)構(gòu)發(fā)生相互作用的過程中不是一成不變的，而是隨圍巖變形有所提高。被動支護體系參數(shù)的變化實則是該體系所能提供最大支護強度的改變，不同參數(shù)的被動支護體系對圍巖變形的控制效果不一。因此，采用數(shù)值仿真手段對不同擠壓因子(Nc)下支護強度與圍巖變形演化特征的關(guān)系開展研究。出于簡化考慮，模擬中采用支護強度pi作為邊界條件，并據(jù)此分析強力支護體系在軟巖大變形隧道中的適宜性。

為便于深入研究問題，采用平面應變模型，隧道斷面為圓形斷面(R=6.75 m)；考慮邊界效應，模型尺寸為8R×8R的正方形；左右邊界設水平約束，下邊界設豎向約束；模型上邊界施加均勻豎向荷載p0以模擬埋深；在開挖洞室表面施加力pi以模擬支護強度的效果(見圖4(a))，pi取值依次為0、0.2、0.4、0.6、0.8、1.0、1.5、2.0、3.0、4.0 MPa；洞周監(jiān)測點分布如圖4(b)所示。根據(jù)表2，選取5種工況，各工況圍巖參數(shù)及擠壓程度如表3所示。

(a) 模型整體

(b) 監(jiān)測點分布圖4 數(shù)值模型Fig. 4 Numerical model

表3 模擬工況圍巖參數(shù)及擠壓程度Table 3 Surrounding rock parameters and extrusion degree under simulated working conditions

2.3 被動支護體系適宜性研究

2.3.1 水平及豎向位移變化規(guī)律

變形控制是檢驗軟巖大變形隧道支護效應的關(guān)鍵指標，分析時重點對工況1—5中豎向位移Uy和水平位移Ux的變化規(guī)律進行探討，以剖析不同支護強度pi對圍巖位移的控制效應，進而探究被動支護模式的適用性。鑒于不同擠壓程度下圍巖變形規(guī)律基本一致，文中僅列出部分代表性云圖，見圖5—8。

圖5 Nc=0.10，不同支護強度的圍巖豎向位移云圖(單位： m)Fig. 5 Vertical displacement nephograms of surrounding rock with various support strengths (Nc=0.10)(unit: m)

圖6 Nc=0.25，不同支護強度的圍巖豎向位移云圖(單位： m)Fig. 6 Vertical displacement nephograms of surrounding rock with various support strengths (Nc=0.25)(unit: m)

圖7 Nc=0.10，不同支護強度的圍巖水平位移云圖(單位： m)Fig. 7 Horizontal displacement nephograms of surrounding rock with various support strengths (Nc=0.10)(unit: m)

圖8 Nc=0.25，不同支護強度的圍巖水平位移云圖(單位： m)Fig. 8 Horizontal displacement nephograms of surrounding rock with various support strengths (Nc=0.25)(unit: m)

從圖5和圖6中可以看出： 不同擠壓因子Nc和支護強度pi下圍巖豎向位移均表現(xiàn)為拱頂沉降、拱底隆起；隨擠壓因子Nc和支護強度pi的增大，圍巖豎向位移減小，但減小速度漸緩。例如： 當pi=0 MPa，Nc=0.10和Nc=0.25時的拱頂沉降分別為94.4 cm和24.4 cm；當pi=0.4 MPa和pi=1.0 MPa，Nc=0.10時相應拱頂沉降分別減小到50.9、42.1 cm，Nc=0.25時相應拱頂沉降分別減小到22.9、20.9 cm。

從圖7和圖8中可以看出：Nc=0.10時，不同支護強度下圍巖水平變形均表現(xiàn)為向洞內(nèi)收斂；但當擠壓因子Nc=0.25且支護強度pi=1.5 MPa時，水平變形呈現(xiàn)出向洞外擴張的現(xiàn)象(見圖8(c))。這說明，當Nc較大時，增加pi可取得理想的水平位移Ux控制效果。

對比豎向位移云圖(見圖5和圖6)和水平位移云圖(見圖7和圖8)可以看出，同一擠壓因子Nc、同一支護強度pi下，豎向位移Uy極值要明顯大于水平位移Ux極值。以Nc=0.10、pi=1.0 MPa為例，Uy、Ux的極值分別為42.1、16.1 cm，差值為26 cm。因此，以下分析針對豎向位移展開。

2.3.2 支護對豎向位移的控制效果

不同擠壓因子下圍巖豎向位移(Uy)-支護強度(pi)變化曲線如圖9所示。其中，Nc=0.063，當pi≤0.2 MPa時，計算未收斂。

圖9 不同擠壓因子下圍巖豎向位移-支護強度變化曲線Fig. 9 Variation curves of vertical displacement of surrounding rock with support strength under various compression factors

由圖9可以看出：

③收益增加額減去項目總投資額后，第一年項目產(chǎn)生經(jīng)濟效益為804萬元-527.43萬元=276.57萬元。

1)從Nc=0.063、0.1、0.15時豎向位移變化曲線圖可以看出，pi較小(Nc=0.063、0.1且pi≤0.6 MPa，Nc=0.15且pi≤0.4 MPa)時，支護強度對豎向位移的控制呈指數(shù)變化，表示開挖后及時施加支護阻力對豎向位移的控制非常明顯。如Nc=0.063、pi=0.4 MPa時，測點1的沉降為89.7 cm，而當pi=0.6 MPa時沉降迅速減小到60.3 cm，支護強度增加了0.2 MPa，沉降減小了29.4 cm，效果很明顯，說明對于擠壓程度嚴重的圍巖(Nc≤0.15)，開挖后及時進行強支護非常必要。

2)從Nc=0.063、0.1、0.15時豎向位移變化曲線圖還可以看出，當pi超過1)中范圍后，曲線的斜率明顯減小且基本穩(wěn)定，表示支護強度對豎向位移的控制效果基本相同，即增加支護強度的作用并不明顯，說明對于擠壓程度嚴重的圍巖(Nc≤0.15)，當支護強度達到一定值后，再通過繼續(xù)增加支護強度來控制豎向位移是不可取的。如Nc=0.063、pi=0.8 MPa時，測點1的沉降為57.7 cm，當pi=1.5 MPa時沉降減小到49.8 cm左右，支護強度增加了0.7 MPa，豎向位移只減小了7.9 cm，效果明顯降低，而此時的豎向位移仍然很大?？紤]到工程實際中所能提供支護強度一般不超過1.5 MPa[22]，故對于擠壓程度嚴重的圍巖(Nc≤0.15)，傳統(tǒng)強力被動支護無法將變形控制到安全范圍以內(nèi)。

3)從Nc=0.2、0.25時豎向位移變化曲線圖可以看出，豎向位移隨著支護強度的增加近似呈線性減小，表示支護強度的增加對控制豎向位移的效果基本相當；而且，因為圍巖擠壓程度較低，圍巖的豎向變形并不是很大，只需要一定的支護強度便可將豎向位移控制在可接受的范圍內(nèi)，如Nc=0.2、pi=0.4 MPa時，測點1的沉降為29.2 cm，已控制在30 cm范圍內(nèi)。

由上述分析可以得到，對于擠壓程度不嚴重的圍巖(Nc≥0.2)，常規(guī)強力被動支護體系可以實現(xiàn)圍巖變形控制，能夠滿足支護需求，故對于Nc≥0.2的圍巖采用強力被動支護體系即可；對于擠壓程度嚴重的圍巖(Nc<0.2)，開挖后進行及時強支護雖對圍巖變形的控制效果非常明顯，但隨著支護強度的增加，其控制效果明顯降低，且無法有效控制位移位于安全范圍，因此不能靠單純增加被動支護強度來控制變形，而應考慮采用強化并調(diào)動發(fā)揮圍巖自承載能力的主動支護體系。綜上所述，當Nc≥0.2時，現(xiàn)行的強力支護模式能夠?qū)鷰r進行有效支護；當Nc<0.2時，可根據(jù)現(xiàn)場圍巖變形情況考慮采用主動支護模式。

3 主動支護體系在軟巖大變形隧道中的適宜性分析

3.1 錨桿(索)系統(tǒng)的選擇

現(xiàn)今的主動支護實現(xiàn)形式，主要涉及預應力錨固系統(tǒng)(錨桿(索))，所采用桿(索)體材料主要為高強螺紋鋼筋或高強鋼絞線。如圖10所示，桿體鋼筋強度較低而變形能力較好(以YE25-5為例，屈服力不小于131 kN，斷后伸長率不小于18%[23])，索體鋼絞線雖具有較大的強度，但變形能力較差(以1×19S-21.8 mm-1 860 MPa為例，名義屈服力不低于513 kN，最大力總伸長率不小于3.5%[24])，但錨桿和錨索的選擇主要取決于所施加預應力的大小。

(a) 錨桿[25]

(b) 鋼絞線[26]圖10 錨桿(索)體材料荷載-位移曲線Fig. 10 Load-displacement curves of bolt/strand

作為主動支護體系的關(guān)鍵參數(shù)，預應力量值與支護效果關(guān)系密切。隨施加預應力量值增大，主動支護對圍巖物理力學參數(shù)的強化作用(從殘余強度的角度)有所增加，能夠取得更好的變形控制效果。故隨圍巖擠壓程度加劇，要實現(xiàn)隧道變形有效控制，施加的預應力量值FP需相應增加。根據(jù)隧道等地下工程對預應力錨桿(索)的應用經(jīng)驗及相關(guān)規(guī)范[23，27-29]，當預應力量值超過200 kN時,應選擇錨索作為預應力施加載體。因此，對于所需控制變形較小(FP≤200 kN)的軟巖隧道，可采用預應力錨桿系統(tǒng)；而對于所需控制變形較大(FP>200 kN)的軟巖隧道，建議采用預應力錨索系統(tǒng)。

3.2 基于錨索系統(tǒng)的主動支護模式適宜性分析

錨索鋼絞線在彈性范圍內(nèi)的伸長很小，其延伸主要發(fā)生在屈服之后(見圖10(b))，同時，考慮到錨索系統(tǒng)發(fā)揮支護作用離不開索體材料伸長，若設計中僅考慮索體材料處于彈性工作狀態(tài)，將無法更好地利用材料性能。當采用預應力錨索系統(tǒng)進行主動支護(FP>200 kN)時，應允許索體材料在工作狀態(tài)處于塑性階段，并確保其不發(fā)生破壞，且具有一定的安全度。

為減少預應力損失，預應力錨固系統(tǒng)多采用兩點錨型式，采用機械頭或樹脂錨固劑內(nèi)錨于穩(wěn)定圍巖中[30]，外錨端則采用錨具固定于洞壁。索體延伸率εa由內(nèi)、外錨端相對位移產(chǎn)生，忽略內(nèi)、外錨端處錨固系統(tǒng)與圍巖相對位移，且認為索體均勻延伸，則

(2)

為保證錨固體系在工作狀態(tài)不發(fā)生破壞且具有一定安全度，取1.5倍安全系數(shù)，則錨索工作狀態(tài)延伸率εa不應超過2.3%。

為保證錨固系統(tǒng)工作狀態(tài)不發(fā)生體系破壞，則洞壁圍巖徑向位移u0應滿足

(3)

當索體延伸率與洞壁圍巖徑向位移超過式(2)和式(3)限值時，支護結(jié)構(gòu)安全性得不到保證，甚至可能發(fā)生體系性損壞。故此種情況下，合理的支護模式應當以主動支護為基礎(chǔ)、融入讓壓支護，形成主動-讓壓支護模式。該支護模式下，洞壁圍巖允許徑向位移u0在利用索體材料自身延伸基礎(chǔ)上增加了支護體系讓壓量，如式(4)所示。主動-讓壓支護在實現(xiàn)強化與調(diào)動發(fā)揮圍巖自承載性能的同時，大大提高了支護體系的變形能力，故適用于變形量更大的軟巖大變形隧道。

(4)

4 木寨嶺公路隧道軟巖大變形段支護模式的合理選用分析與驗證

4.1 木寨嶺公路隧道工程概況

渭武高速木寨嶺公路隧道地處秦嶺構(gòu)造帶，穿越漳河與洮河的分水嶺木寨嶺，橫跨漳縣、岷縣，是甘肅及西北地區(qū)通往西南地區(qū)的重要通道。隧道為分離式2車道隧道，左線全長15 231 m，右線全長15 173 m，最大埋深為629.1 m。隧址區(qū)巖性主要為炭質(zhì)板巖(見圖11)，占比約為隧道全長的50%，其黏聚力c為200 kPa，內(nèi)摩擦角φ為25°，由式(1)可得σcm=0.63 MPa。隧址區(qū)水平主應力占主導地位，地應力場以NNE向擠壓為主，與隧道洞軸線方向大致相同。隧道里程ZK218+420～ZK219+608段初始地應力p0=11.37～18.76 MPa，則Nc=0.034～0.055<0.2。由2.3節(jié)分析可得，傳統(tǒng)強力被動支護模式在該區(qū)段不適用，而應選擇主動支護模式。

圖11 木寨嶺公路隧道縱斷面圖Fig. 11 Geological profile of Muzhailing highway tunnel

實際上，在建設之初，ZK218+428～+448段采用了SVf型襯砌，具體支護參數(shù)見表4。從表中各參數(shù)量值來看，SVf型襯砌參數(shù)的取值均已達到或超過了規(guī)范推薦值[31]，屬于典型的強力被動支護模式。

表4 SVf型襯砌參數(shù)Table 4 Lining parameters of SVf

在SVf型強力被動支護段采用三臺階開挖法，施工中出現(xiàn)了局部侵限、鋼支撐扭曲、噴射混凝土開裂(見圖12(a))等大變形災害現(xiàn)象，斷面最大位移為247～529 mm，最大變形速率達135 mm/d(見圖12(b))，表明SVf型強力被動支護體系已難以有效控制圍巖變形。

(a) 噴射混凝土開裂

(b) 位移-時間曲線圖12 被動支護試驗段情況Fig. 12 Passive support test section

4.2 試驗段支護模式選擇

鑒于此，ZK218+448～488段擬采用主動支護方案，設計預應力值為250 kN，采用1×19S-21.8 mm-1 860 MPa錨索，沿隧道縱向交替布置，1環(huán)5 m錨索，1環(huán)10 m錨索。于上、中臺階處布置預應力錨索，在爆破出渣完成后，及時施作錨索并施加預應力?；诂F(xiàn)場實際情況開展數(shù)值仿真(忽略預應力錨索施作時間)，得到施加250 kN預應力時圍巖豎向和水平位移，如圖13所示。可以看出，拱頂沉降大于拱腰水平收斂，故取拱頂范圍洞壁、5 m和10 m深處沉降分別為u0=45.0 cm、ul(5 m)=14.1 cm、ul(10 m)=9.8 cm。將ul(5 m)和ul(10 m)代入式(3)可得，5 m和10 m預應力錨索支護下洞壁允許位移分別為：

(a) 豎向位移

(b) 水平位移圖13 圍巖位移云圖(預應力250 kN)(單位： m)Fig. 13 Displacement nephograms of surrounding rock (applied pre-stress of 250 kN)(unit: m)

(5)

(6)

5 m和10 m預應力錨索支護下洞壁允許位移u0(5 m)和u0(10 m)分別為25.8、33.1 cm，均小于實際洞壁位移u0=46.7 cm?？芍?，該區(qū)段施加預應力250 kN時，預應力錨索變形能力無法匹配大變形，主動支護體系無法實現(xiàn)成功支護，而應采用主動-讓壓支護模式。

4.3 主動-讓壓模式支護效果

在該區(qū)段開展主動-讓壓支護試驗，所采用的預應力讓壓錨索是在上述預應力錨索(預應力250 kN)的基礎(chǔ)上加設讓壓裝置而成，設計讓壓力為300 kN，最大讓壓量為50 cm。所采用的主動-讓壓支護關(guān)鍵參數(shù)見表5。

表5 主動-讓壓支護關(guān)鍵參數(shù)(異于SVf型)Table 5 Support parameters of active-yielding section(different from SVf)

主動-讓壓支護模式下，除ZK218+465斷面累計變形量達504 mm(侵限4 mm)外，試驗段圍巖位移基本小于設定的預留變形量(500 mm)，初期支護體系均處于安全的受力狀態(tài)。雖出現(xiàn)了局部損裂，但未見明顯的噴射混凝土掉塊，且拱架未發(fā)生扭曲現(xiàn)象。ZK218+465斷面拱頂和拱腰處讓壓錨索軸力時程曲線如圖14(a)所示。

橫坐標“-1”對應的軸力值表示為千斤頂加載的預應力值; A、B、C線中橫坐標“0”表示為千斤頂卸載后，加載到錨索上的預緊力。(a) 讓壓錨索軸力時程曲線

(b) 位移-時間曲線圖14 主動-讓壓支護試驗段情況Fig. 14 Test section of active-yielding support

由于拱頂A處讓壓錨索軸力變化曲線未呈現(xiàn)明顯讓壓過程，以下分析針對左右拱腰B、C部位讓壓錨索展開。B、C部位讓壓錨索初始讓壓力分別為248、276 kN，略小于設定初始讓壓力；在圍巖變形穩(wěn)定后，錨索停留在讓壓吸能支護階段，最終穩(wěn)定軸力分別為278、277 kN；錨索最終讓壓滑移量可由錨索軸力時程曲線(見圖14(a))結(jié)合斷面圍巖變形數(shù)據(jù)(見圖14(b))得到，分別為24.4、36.1 cm。綜上所述，主動-讓壓支護在試驗段實現(xiàn)了圍巖變形控制，且保證了支護結(jié)構(gòu)處于安全受力狀態(tài)?，F(xiàn)場試驗結(jié)果一定程度上驗證了所提出軟巖大變形隧道適宜支護模式選擇方法的合理性。

5 結(jié)論與討論

本文在對當前軟巖大變形隧道主要支護模式分類的基礎(chǔ)上，從圍巖和支護結(jié)構(gòu)2方面探討了被動支護、主動支護和主動-讓壓支護3種支護模式在軟巖大變形隧道中的適宜性，給出了支護模式的合理選擇方法與建議，并依托木寨嶺公路隧道軟巖大變形段落予以實踐，得到主要結(jié)論如下：

1)對于非嚴重擠壓變形隧道(Nc≥0.2)，增加支護強度pi可取得理想的位移控制效果，現(xiàn)行的強力支護模式能夠?qū)崿F(xiàn)對圍巖的有效支護；對于嚴重擠壓變形隧道(Nc<0.2)，當支護強度pi較小時，隨著pi增加，圍巖位移呈指數(shù)型減小，但當其增至一定程度時，支護對圍巖變形的控制效果明顯下降，且無法控制位移于安全范圍內(nèi)，因此不能靠單純增加被動支護強度來控制變形，而應考慮采用強化并調(diào)動發(fā)揮圍巖自承載能力的主動支護體系。

2)對于所需控制的圍巖變形較小(FP≤200 kN)的軟巖隧道，可采用預應力錨桿系統(tǒng)，而對于所需控制變形較大(FP>200 kN)的軟巖隧道，建議采用預應力錨索系統(tǒng)；當采用預應力錨索系統(tǒng)進行主動支護時，為有效發(fā)揮錨索系統(tǒng)支護作用，應允許索體工作狀態(tài)處于塑性階段，但延伸率εa不應超過2.3%；當超過上述限值時，單純的主動支護不再適用，合理的支護模式應當是具有更大變形能力的主動-讓壓支護模式。

3)木寨嶺公路隧道ZK218+420～ZK219+608段擠壓因子Nc=0.034～0.055<0.2，在強力被動支護體系作用下，現(xiàn)場試驗段斷面最大位移為247～529 mm，出現(xiàn)了鋼支撐扭曲、噴射混凝土開裂等大變形現(xiàn)象；ZK218+448～488段擬采用主動支護，錨索系統(tǒng)施加預應力值為250 kN，在主動-讓壓支護模式下，除ZK218+465斷面累計變形量達504 mm(侵限4 mm)外，圍巖位移基本小于設定的預留變形量(500 mm)，初期支護體系均處于安全的受力狀態(tài)；試驗結(jié)果一定程度上驗證了被動、主動與主動-讓壓支護模式選用依據(jù)的合理性。

由于本研究旨在探尋不同支護模式的適用范圍，故在研究中對被動支護的模擬采用了簡化，未考慮被動支護所提供支護力隨圍巖變形逐漸提高的過程，而是以恒定支護力作為邊界條件開展分析，后續(xù)宜采用更精細的模擬開展被動與主動支護的相關(guān)研究。