劉佳楠，陳 龍，李志遠

(遼寧工程技術大學土木工程學院，遼寧 阜新 123000)

0 引言

隨著我國山區(qū)隧道工程的建設發(fā)展，大斷面軟巖隧道掌子面變形及破壞問題對隧道圍巖穩(wěn)定性的影響十分突出[1]，例如深圳市雷公山隧道由于掌子面產(chǎn)生較大變形，嚴重影響隧道圍巖穩(wěn)定性。深圳野豬山隧道掌子面圍巖節(jié)理發(fā)育，掌子面擠出位移明顯，嚴重影響隧道施工安全和工期。而大斷面軟巖隧道的支護設計及施工仍多以新奧法作為基礎理論，通過監(jiān)控量測隧道洞室收斂位移及拱頂沉降來反饋圍巖和支護結構動態(tài)響應，優(yōu)化支護結構參數(shù)[2]。在采用新奧法進行支護結構設計時，常采用二維計算方法，較少考慮掌子面變形的影響，而隧道開挖是三維空間問題[3-4]，將其簡化為平面問題不可避免會造成計算的誤差，這一問題在軟巖大斷面隧道施工中尤為突出。

針對以上問題，LUNARDI[5-6]教授在新奧法思想的基礎上，將隧道掌子面擠出變形及預收斂變形作為研究重點，提出了隧道施工新方法即巖土控制分析法。LUNARDI教授在1995年首次利用滑動測微計量測了隧道掌子面的擠出位移，并分析了掌子面變形對隧道穩(wěn)定性的影響，使巖土控制分析法被大量應用軟巖隧道施工中。近年來軟巖隧道掌子面擠出變形問題逐漸受到國內(nèi)外學者關注，SCHUBERT等[7]采用特性線法和三維擠出試驗對隧道的應力—應變特性曲線進行預測，對隧道掌子面穩(wěn)定性進行分析；SUBRIT等[8]考慮到掌子面預加固的作用，提出了確定掌子面擠出位移的球面模型；葉飛等[9-10]基于不完全拱效應，以太沙基理論為基礎，推導出超前核心土周圍圍巖壓力計算公式，以此提出了超前核心土加固參數(shù)，通過FLAC3D軟件著重研究了軟巖隧道掌子面變形特征。談識等[11]在對掌子面進行預加固情況下，將擠出變形分為快速發(fā)展、穩(wěn)定發(fā)展、基本穩(wěn)定3個階段。我國絕大多數(shù)大斷面軟巖隧道在施工時，仍以監(jiān)測隧道斷面二維收斂變形為主，對掌子面擠出變形對隧道穩(wěn)定性的影響關注不足。掌子面變形控制技術不夠完善，大斷面軟巖隧道掌子面變形控制技術急需研究和發(fā)展[12]。

本文在前人研究基礎上，以雷公山隧道為工程背景，采用新意法原理及隧道不完全拱部效應理論分析雷公山隧道掌子面變形破壞機理，基于GSI圍巖評級系統(tǒng)構建軟巖大斷面隧道圍巖力學模型，通過FLAC3D對多種工況進行數(shù)值計算，分析掌子面不同加固措施對隧道圍巖穩(wěn)定性的影響，并提出掌子面加固措施，通過對隧道預收斂變形及擠出變形的監(jiān)測分析，驗證研究方案的可靠性，本文提出的掌子面預約束及預加固措施對大斷面軟巖隧道施工具一定的借鑒意義。

1 基于非完全拱理論的軟巖隧道掌子面變形機理分析

1.1 新意法的原理

20世紀70年代中期，LUNARDI教授通過對大量隧道工程實踐進行總結分析，逐步創(chuàng)立了巖土控制變形分析法，即 “新意法”。新意法將隧道圍巖變形分為預收斂變形、擠出變形、收斂變形(圖1)。新意法認為圍巖的變形是由于超前核心土的變形導致的，超前核心土的穩(wěn)定性直接決定了隧道的穩(wěn)定性。LUNARDI將掌子面圍巖破壞分為三種形式，即掌子面巖塊脫落、掌子面圍巖剝落、掌子面坍塌三種形式(圖2)。此圖說明，掌子面后方的變形動態(tài)與掌子面前方圍巖的動態(tài)是緊密相關的，如果能控制掌子面前方圍巖塑性區(qū)的發(fā)展，就可以極大地減小掌子面后方圍巖的變形。同時也說明，當隧道發(fā)生大變形時，隧道掌子面擠出變形也明顯增大，兩者是密切相關的。

圖1 隧道變形形式Fig.1 Tunnel deformation form

圖2 掌子面破壞類型Fig.2 Tunnel face damage type

1.2 隧道圍巖拱部效應

隧道開挖中，掌子面—超前核心土的變形會使圍巖周圍產(chǎn)生拱效應，但該種拱效應不同于后方已開挖區(qū)域周圍的拱效應，稱之為不完全拱效應。當開挖面前方圍巖處于彈性應力狀態(tài)時(圖3)，開挖輪廓面處于穩(wěn)定狀態(tài)，稱為“拱部效應”；如果開挖后圍巖處于彈塑性應力狀態(tài)時，開挖輪廓四周將產(chǎn)生塑性區(qū)，稱為“轉(zhuǎn)移拱部效應”；如果開挖后圍巖產(chǎn)生破壞滑移的應力狀態(tài)，隧道“拱部效應”難以形成，稱為“無拱部效應”。在軟巖隧道中，由于圍巖性質(zhì)差，隧道很難形成“拱部效應”，易發(fā)生圍巖大變形，需通過掌子面預加固及預約束措施增強隧道圍巖穩(wěn)定性。

1.3 雷公山隧道掌子面破壞機理分析

雷公山隧道位于深圳市龍崗區(qū)葵涌鎮(zhèn)，是坪西一級公路隧道中的一條雙線隧道。該隧道單線長1 135 m，隧道穿過地段為沉積巖區(qū)域，地質(zhì)較為復雜，主要為第四系殘坡積層和石炭系下統(tǒng)測水段砂巖，位于地質(zhì)構造帶附近，巖層節(jié)理發(fā)育。雷公山隧道右洞YK8+817至YK8+500(坍塌地段樁號為YK8+526)，隧道埋深350m，地質(zhì)狀況較差，為F3斷裂，存在低傾角節(jié)理，屬張性斷層，斷層走向與溝谷平行，地表水易順斷層下滲，對隧道洞身影響較大。圍巖為砂土狀強風化礫巖，節(jié)理發(fā)育。

通過對現(xiàn)場隧道掌子面的破壞情況的觀察，隧道開挖過程中，掌子面出現(xiàn)較大變形，由于未及時控制，導致掌子面失穩(wěn)(圖4)。根據(jù)日本櫻井教授[13]給出的巖石應力—應變特性中給出的巖石單軸抗壓強度與極限應變的關系可知，雷公山隧道掌子面圍巖已經(jīng)發(fā)生了大變形。通過對隧道掌子面破壞情況、地質(zhì)情況及支護方法分析，造成掌子面失穩(wěn)破壞的主要原因有以下幾個方面：

(1)隧道節(jié)理發(fā)育、地質(zhì)條件惡劣及高地應力的影響，是導致掌子面失穩(wěn)的直接原因。

(2)圍巖強度低，自撐能力差，開挖后圍巖產(chǎn)生破壞滑移的應力狀態(tài)，隧道“拱部效應”難以形成，引起隧道掌子面坍塌。

(3)僅考慮隧道開挖斷面后的支護，并未對掌子面及超前核心土進行預加固及預約束措施，是導致掌子面失穩(wěn)的主要原因。

圖4 雷公山隧道掌子面失穩(wěn)Fig.4 Instability of the Leigongshan Tunnel face

2 軟巖隧道掌子面變形規(guī)律與控制計算

2.1 GSI圍巖評級系統(tǒng)

對于地下工程的設計和施工，合理的圍巖力學參數(shù)是至關重要的。Hock和Brown依據(jù)大量的工程實踐發(fā)現(xiàn)RMR圍巖評級系統(tǒng)只適應于巖性較好的巖體，而對于巖性較差的巖體無法給出合理的評價，因此需要優(yōu)化RMR評級系統(tǒng)。Hock針對這一問題于1995根據(jù)大量工程實例提出了GSI圍巖評級系統(tǒng)，以此來代替RMR圍巖評級系統(tǒng)，并通過不斷完善和改進，使得GSI圍巖評級系統(tǒng)得到廣泛應用。

節(jié)理巖體GSI指標是反映各種地質(zhì)條件對巖體強度折減程度的一個參數(shù)，該方法主要包括巖體的巖性、結構特性和不連續(xù)面條件等因素，是通過對鉆孔巖芯、表面開挖或暴露的巖體進行肉眼觀察來確定的[14](圖5)。

2.2 Hoek-Brown應變軟化模型及參數(shù)選取

巖石材料的塑性變形可由屈服準則f和重力勢能g表示，在應變軟化模型當中，屈服準則與塑性勢能不僅由應力張量σci決定，還與軟化參數(shù)ri有關。其表達式為：

圖5 量化GSI圍巖評級系統(tǒng)Fig.5 Quantitative GSI surrounding rock rating system

f(σθ,σr,η)=0

(1)

Hoek-Brown屈服準則經(jīng)過不斷的改進與修正，在2002年版中，將爆破損傷和應力釋放對圍巖強度的影響引入到巖體擾動系數(shù)D中，并對Hoek-Brown常數(shù)mb、s和a進行修正，其表達式為：

(2)

式中，σ1、σ3——巖體破壞時的最大、最小主應力，MPa；

σci——巖體的單軸抗壓強度，MPa；

mb、s、a——巖體的Hoek-Brown常數(shù)；

且mb——Hoek-Brown常數(shù)mi(反映巖體軟硬程度)的折算值；s反映巖體破壞程度，其取值范圍在0～1之間；該準則將擾動系數(shù)D引入到巖體強度計算當中，各參數(shù)可由下式表示：

(3)

在Hoek-Brown應變軟化模型中，假定只有mb和s隨η線性衰減，從而得到Hoek-Brown屈服準則及應變軟化模型表達式：

(4)

(5)

式中：η——軟化參數(shù)且mb為Hoek-Brown常數(shù)mi(反映巖體軟硬程度)的折算值；

s——反映巖體破壞程度，其取值范圍在0～1之間。

隧道軟巖段的圍巖性質(zhì)為強風化礫巖，根據(jù)現(xiàn)場的實際勘測結果，獲取Hoek-Brown強度參數(shù)，對現(xiàn)場巖樣做單軸抗壓強度試驗可知，σci=24 MPa，GSIp=48，殘余地質(zhì)強度指標GSIr=29，Hoek-Brown常數(shù)mi=8，計算得到的參數(shù)值如表1所示。隧道掌子面采用預加固方法增強超前核心土的強度，預加固采用玻璃纖維錨桿，根據(jù)文獻提出的錨桿布置的間距S及錨桿的最小搭接長度L1，計算得到現(xiàn)場玻璃纖維錨桿的布置參數(shù)，公式如下所示:

(6)

(7)

式中：A2——受剪截面面積；

σx——掌子面允許的擠出變形量；

Pv——不完全成拱下的土壓力；

A1——截面慣性矩；

φ′——加固超前核心土的內(nèi)摩擦角；

Lbol——錨桿加固長度；

Φ——錨桿直徑；

Q——錨桿、錨頭、墊板等受力變形特征有關的常數(shù)；

1.2 納入與排除標準 納入標準：①確診為NSCLC的患者；②研究內(nèi)容包括患者臨床特征及TAMs性質(zhì)與5年生存率聯(lián)系的病例對照研究；③有客觀結局的研究。排除標準：①會議摘要，病例報告，社論和敘述評論等類型文章；②重復發(fā)表或年代久遠的文章；③來源于統(tǒng)計源期刊或遴選期刊；④原始文獻數(shù)據(jù)不全，通過直接間接的方法無法獲得比值比(odd ratio,OR)和95%置信區(qū)間(confidence interval,CI)；⑤文獻存在明顯錯誤。

L1——超前核心土最小搭接長度；

D——隧道開挖高度。

表1 力學參數(shù)表

表2 玻璃纖維錨桿物理力學參數(shù)

2.3 數(shù)值模型及邊界條件

雷公山隧道數(shù)值模型及尺寸及邊界條件如圖6所示，隧道埋深為350m，初始地應力P=8.2 MPa，側(cè)壓力系數(shù)λ為0.6。隧道每開挖1.2m為一個循環(huán)，隨即進行初期支護，初期支護現(xiàn)場采用架設鋼拱架(型號HW175)+噴射混凝土(混凝土型號C30)+錨桿(錨桿長度2.5 m，間排1.8 m×1.8 m)，基于新意法原理及隧道不完全拱部效應，根據(jù)數(shù)值計算結果表明擠出位移在距掌子面18 m趨于穩(wěn)定，故現(xiàn)場預加固措施采用玻璃纖維錨桿對掌子面圍巖進行加固，錨桿長度18 m，直徑32 mm，間距為2 m×2 m，錨桿為梅花形布置，搭接長度L1為5.4 m；布置如圖7所示。預約束措施采用超前管棚對隧道拱頂進行加固，超前管棚長12 m，鋼管長度12.5 m，搭接長度3.5 m，打設角度為5°(圖8)。

圖6 雷公山隧道模型尺寸及邊界條件Fig.6 Model size and boundary conditions of the Leigongshan Tunne model

圖7 掌子面預加固布置圖Fig.7 Layout of Pre-reinforcement at the tunnel face

圖8 超前管棚支護布置圖Fig.8 Layout of advance pipe shed support

2.4 掌子面預加固及預約束效果分析

從圖9中可以看出，掌子面在無支護時的最大擠出位移132.4 mm，最大擠出位移發(fā)生在掌子面中心位移，這與現(xiàn)場滑動測微計埋設位置大致相同，而當對掌子面進行預加固及預約束措施時，掌子面最大擠出位移明顯減小，分別為43.2 mm和84.3 mm。說明預約束及預加固措施能有效控制掌子面的擠出位移值。圖10展示了超前核心土的縱向位移隨隧道掘進的變化曲線，從圖中可以看出：(1)靠近掌子面位置超前核心土的縱向位移明顯大于深部測點，先行位移的影響范圍約為1.2倍洞跨。(2)超前核心土的縱向位移在距掌子面大約9 m處驟降，說明圍巖在9 m處的節(jié)理裂隙發(fā)育，且隧道開挖造成的最大擾動范圍大約為0.8倍洞跨。

圖9 不同支護形式下掌子面擠出位移變化曲線Fig.9 Extrusion displacement curve of the face under different support forms

圖10 不同支護形式下掌子面內(nèi)部縱向位移變化曲線Fig.10 The inner Longitudinal displacement curve of the face under different support forms

圖11 預收斂位移變化曲線Fig.11 Pre-convergence displacement curve

圖12 收斂位移變化曲線Fig.12 Convergence displacement curve

圖11為計算得到的預收斂位移隨隧道掘進的變化曲線，圖12為計算得到的收斂位移隨隧道掘進的變化曲線，其中“0”表示掌子面位置。將計算結果與實際現(xiàn)場監(jiān)測結果對比可知，隧道的預收斂值與實際監(jiān)測的掌子面內(nèi)部沉降值大致相同。掌子面預約束及預約束措施能有效控制預收斂變形，但在掌子面前方造成的擾動范圍基本相同。

根據(jù)開挖位置不同，可以將收斂變形分為急劇增大區(qū)、緩慢變形區(qū)和穩(wěn)定變形區(qū)三個區(qū)域。急劇變形區(qū)是指開挖斷面后方1D左右區(qū)域，該階段變形主要由于隧道開挖造成應力重分布造成的。緩慢變形區(qū)指開挖面后方1.5D～2D的區(qū)域，該區(qū)域圍巖變形速率減緩，變形曲線開始收斂。穩(wěn)定區(qū)域指開挖斷面后2D以外的區(qū)域，該區(qū)域圍巖變形速率基本不變，圍巖變形達到收斂狀態(tài)。

3 雷公山隧道掌子面變形控制實踐

3.1 基于非完整拱效應的軟巖隧道掌子面擠出位移控制方法

根據(jù)新意法的基本思想，當隧道節(jié)理發(fā)育，圍巖性質(zhì)較差時，圍巖在遠離開挖輪廓線周圍成拱，在極端地質(zhì)條件下，圍巖出現(xiàn)不成拱現(xiàn)象。在這種特殊情況下，隧道超前核心土處于不穩(wěn)定狀態(tài)，這時急需對隧道進行預約束和預加固措施保障隧道的穩(wěn)定性。

本文采用玻璃纖維錨桿(錨桿長度18 m，直徑32 mm，間距為2 m×2 m)對掌子面圍巖進行預加固，打設超前管棚(超前管棚長12 m，鋼管長度12.5 m，搭接長度3.5 m，打設角度為5°)對隧道拱頂進行預約束，預約束和預加固措施使得隧道圍巖應力靠近隧道輪廓線發(fā)展，在靠近隧道輪廓線成拱，隧道洞室周圍的塑性區(qū)明顯減小，同時限制了圍巖的預收斂位移及收斂位移。

3.2 現(xiàn)場監(jiān)測分析

經(jīng)過對現(xiàn)場的實地勘測及數(shù)值分析結果，最終選擇在測量掌子面內(nèi)部沉降采用國產(chǎn)XB338—B型智能數(shù)顯滑動式沉降儀進行量測，掌子面縱向位移時采用意大利SISGEO公司生產(chǎn)的T—REX滑動測微計進行量測?，F(xiàn)場測管埋設照片如圖13所示。

圖13 現(xiàn)場測管埋設圖Fig.13 Field tube buried diagram

根據(jù)數(shù)值分析的結果，掌子面最大擠出變形發(fā)生在掌子面中間位置，現(xiàn)場滑動測微計測管埋設位置基本與掌子面最大擠出變形位置一致，滑動式沉降儀測管埋設位置在距拱頂下方0.2 m處，采用潛孔鉆車成孔，測管內(nèi)每隔1 m設磁力測環(huán)一個，測管與孔壁間注水泥漿錨固，鉆孔直徑130 mm，孔深30 m，埋設φ70PVC測管，測試結果如圖14、圖15所示。

圖14 掌子面擠出位移量測結果Fig.14 Measured extrusion displacement

圖15 掌子面內(nèi)部沉降量量測結果Fig.15 Measured results of internal settlement of the face

根據(jù)測試結果分析如下：(1)掌子面圍巖內(nèi)部縱向位移明顯，隧道開挖引起的塑性區(qū)在縱向平面上以掌子面中心點為圓心，以開挖影響范圍Rp為半徑的圓形，先行變形影響范圍約為1.2D(D為隧道洞跨)。(2)擠出位移在某些節(jié)點上出現(xiàn)突變，節(jié)點之間的位移增長較為平緩。這是由于滑動測微計的測環(huán)以1 m為間距均勻分布在測管上，當圍巖處于較大的節(jié)理裂隙時，測環(huán)附近的擠出位移就會明顯大于其他部位，也可以根據(jù)擠出位移的分布狀況反映圍巖在軸向上的完整性。(3)隧道掌子面圍巖內(nèi)部最大沉降達到99.8 mm，先行變形影響范圍約為1.5D(D為隧道洞跨)。

經(jīng)過對掌子面圍巖進行預約束及預加固措施，現(xiàn)場掌子面圍巖變形明顯得到控制，并未出現(xiàn)支護結構破壞現(xiàn)象，驗證了掌子面預約束及預加固措施的可靠性。

4 結論

(1)巖體節(jié)理發(fā)育、圍巖強度低、自穩(wěn)能力差，開挖后圍巖產(chǎn)生破壞滑移，隧道拱部效應難以形成，是導致雷公山隧道掌子面擠出變形的主要原因。

(2)根據(jù)雷公山隧道現(xiàn)場監(jiān)測結果及數(shù)值計算的結果顯示，隧道開挖在掌子面縱向造成的擾動范圍約為1.2倍洞跨，在掌子面徑向造成的擾動大約為1.5倍洞跨。

(3)掌子面處的擠出位移均在內(nèi)輪廓中心處達到最大，并呈環(huán)形逐漸向外減小，超前核心土預加固在掌子面中心處對擠出位移及預收斂位移影響最為明顯。