閆紅江，劉成禹，鄧志剛，羅洪林

(1.中鐵隧道集團四處有限公司，廣西 南寧 533307；2.福州大學，福建 福州 350108)

隨著我國鐵路、公路建設的深入推進，在地質(zhì)構(gòu)造發(fā)育、地應力高、圍巖軟弱的地區(qū)建設長大隧道已不可避免[1-3]。在高地應力軟弱圍巖地區(qū)修建隧道，往往會出現(xiàn)圍巖大變形問題。圍巖大變形控制已成為高地應力、軟弱圍巖地區(qū)隧道建設面臨的最大技術難題。為此，各國學者和工程技術人員對高地應力軟巖大變形控制問題進行了大量研究，并在支護設計和施工控制方面取得了豐碩的成果[4-6]。然而，目前對高地應力軟弱圍巖隧道大變形控制的研究，主要集中在圍巖的大變形機制和施工措施等方面[7-12]，針對隧道初期支護大變形力學機制的研究鮮見報道。

隧道工程中，初期支護與圍巖密貼，圍巖大變形必然反映在初期支護上，初期支護的變形是圍巖變形的具體反映。此外，初期支護還是控制圍巖大變形的關鍵結(jié)構(gòu)，初期支護的變形及穩(wěn)定情況直接反映了大變形的控制效果。因此，對大變形隧道初期支護的變形、破壞特點、發(fā)展過程及其力學機制進行研究，對大變形隧道的設計、施工具有重要意義。

本文以地質(zhì)構(gòu)造發(fā)育、地應力高、圍巖軟弱破碎的麗江至香格里拉鐵路中義隧道為工程背景，在初期支護變形、破壞過程深入觀察的基礎上，結(jié)合現(xiàn)場監(jiān)測資料，對大變形隧道初期支護的變形、破壞特點，發(fā)展過程及其力學機制進行研究，以期對高地應力軟巖大變形隧道的設計、施工有一定的指導意義。

1 工程概況

1.1 工程概述

麗江—香格里拉鐵路中義隧道位于云南省麗江市玉龍納西族自治縣境內(nèi)，為單線鐵路隧道，全長14 755 m，最大埋深1 240 m，屬Ⅰ級高風險隧道，是麗江—香格里拉鐵路的重要控制工程。隧道2014年12月20日開工建設，從2016年年初開始，隧道進出口和橫洞工區(qū)相續(xù)出現(xiàn)隧道大變形，最大日均變形量達34 mm，最大累計變形量達1 000 mm以上，給隧道施工進度和安全造成了極大影響。

1.2 地質(zhì)條件

麗江—香格里拉鐵路中義隧道地處歐亞板塊和印度洋板塊相互碰撞、匯聚形成的青藏高原東南緣之川滇斷塊的西部邊界斷裂帶內(nèi)，地質(zhì)構(gòu)造復雜，新構(gòu)造運動強烈。受大規(guī)模地質(zhì)構(gòu)造的強烈擠壓，隧址區(qū)構(gòu)造應力大。地應力測試結(jié)果表明：隧址區(qū)地應力主要為構(gòu)造應力，地應力最大主應力為水平方向，且與隧道軸線接近垂直；最大水平主應力與豎向地應力之比的平均值為1.2，最大為1.9；實測地應力最大值為25.09 MPa。

隧道大變形區(qū)段地層以凝灰?guī)r、片理化玄武巖為主。片理化玄武巖呈層狀、片狀互層，基本為層狀碎裂結(jié)構(gòu)，層厚1 cm～10 cm；凝灰?guī)r呈團塊狀，裂隙發(fā)育、軟硬不均，層間擠壓變質(zhì)作用強烈，綠泥石、絹云母等手摸有滑膩感的軟弱夾層發(fā)育，如圖1所示。

圖1 圍巖及層間綠泥石

1.3 隧道支護結(jié)構(gòu)及參數(shù)

中義隧道為單線鐵路隧道，斷面近似橢圓形，高跨比約1.2，邊墻曲率小于拱頂，不利于對邊墻圍巖的水平收斂控制。

中義隧道大變形嚴重的區(qū)段大多采用ⅡA型襯砌斷面(如圖2所示)，斷面形狀近似橢圓，長軸長1 055 cm，短軸長891 cm；初期支護采用厚27 cm的C25噴射混凝土，系統(tǒng)錨桿長6.5 m，縱、橫向間距均為1 m，全環(huán)設置I20b工字鋼拱架，間距0.5 m～0.8 m，預留變形量40 cm。

2 初期支護變形、破壞特點

2.1 初期支護變形特點

隧道現(xiàn)場監(jiān)控量測中，在設置初期支護的區(qū)段，測點是直接布置在初期支護上的。因此，監(jiān)控量測結(jié)果可反映初期支護的變形。

圖2 ⅡA型襯砌斷面圖(單位：cm)

現(xiàn)場監(jiān)控量測統(tǒng)計結(jié)果表明：大變形區(qū)段，初期支護均具有水平收斂變形大于拱頂下沉，邊墻收斂變形大于拱腰的特點。其中，邊墻累計水平收斂變形是拱頂累計下沉的3倍～6倍，是拱腰累計水平收斂變形的2倍～3倍。

圖3、圖4為兩個大變形程度不同的典型斷面，其中DK39+710斷面變形相對較小， DK42+730斷面變形較大，這兩個斷面換拱前初期支護的變形歷時曲線如圖3、圖4所示。

圖3 DK42+710斷面初期支護變形歷時曲線

圖4 DK42+730斷面初期支護變形歷時曲線

由圖3、圖4可看出：初期支護變形均呈現(xiàn)出邊墻水平收斂變形大于拱腰，拱腰水平收斂變形大于拱頂下沉的特點。

2.2 初期支護破壞特點

中義隧道大變形區(qū)段初期支護的變形、破壞特征具有相似性。主要表現(xiàn)在：

(1) 在空間上，初期支護的變形破壞主要發(fā)生在拱頂、邊墻。破壞形式主要有拱頂噴射混凝土剝落、掉塊，邊墻拱架壓曲外鼓、噴射混凝土縱向開裂等。

(2) 在時間上，初期支護變形、破壞的歷程一般表現(xiàn)為：初期支護先發(fā)生整體收斂變形，隨著收斂變形的逐漸增大，初期支護邊墻段由向圍巖的外凸狀態(tài)逐漸變成直立狀態(tài)，隨后向臨空面外鼓；在邊墻外鼓過程中，噴射混凝土逐漸出現(xiàn)外寬內(nèi)窄的縱向裂紋。

圖5為DK42+790斷面初期支護的變形、破壞歷程。圖5(a)為該斷面2018年9月26日的圖片，當天測得的邊墻累計收斂變形為450.9 mm，由圖中可看出，初期支護邊墻段已由拱架架設之初的向圍巖外凸變?yōu)橹绷?；圖5(b)為該斷面2018年9月28日的圖片，當天測得的邊墻累計收斂變形為531.8 mm，由圖中可看出，邊墻段已外鼓，噴射混凝土出現(xiàn)縱向裂紋；圖5(c)為該斷面2018年9月29日的圖片，當天測得的邊墻累計收斂變形為577.0 mm，由圖中可看出，拱頂出現(xiàn)嚴重的噴射混凝土剝落、掉塊現(xiàn)象；圖5(d)為該斷面2018年10月7日的圖片，當天測得的邊墻累計收斂變形為772.2 mm，邊墻拱架已出現(xiàn)明顯的壓屈、外鼓現(xiàn)象。

圖5 DK42+790斷面初期支護變形、破壞歷程

3 初期支護變形、破壞的力學機制

3.1 初期支護與圍巖間擠壓應力監(jiān)測

為深入研究中義隧道大變形區(qū)段隧道初期支護的變形破壞規(guī)律，本文除收集初期支護變形監(jiān)測的資料外，還采用新型方法對初期支護所受圍巖應力的相對大小進行了監(jiān)測(該方法已申請國家發(fā)明專利)。該方法基于巖石和混凝土在受載、變形過程中會向外釋放電磁輻射，電磁輻射強度與巖體和混凝土受載程度呈正相關關系的特性[13-14](即：荷載越大，電磁輻射強度越強，反之亦然)，采用便攜式電磁輻射監(jiān)測系統(tǒng)，監(jiān)測圍巖和初期支護間因相互擠壓而產(chǎn)生的電磁輻射強度，以此來間接反映初期支護所受圍巖壓力的相對大小。與傳統(tǒng)方法相比，該方法雖然不能測得圍巖壓力的絕對大小，但可根據(jù)測試結(jié)果分析圍巖壓力的相對大小，測試成本低，可大范圍采用。

為便于與初期支護變形監(jiān)測結(jié)果的對應分析，電磁輻射監(jiān)測斷面及測點布置與初期支護變形監(jiān)測的對應，分別設置拱頂、拱腰和邊墻測點。

3.2 初期支護受力特點

為探究初期支護的受力特點，并驗證電磁輻射監(jiān)測初期支護所受圍巖壓力相對大小方法的可行性。選取兩個初期支護未破壞的區(qū)段進行現(xiàn)場測試，結(jié)果如圖6、圖7所示。

圖6 DK39+870—DK39+800段

圖7 DK42+620—DK42+720段

由圖6、圖7可看出：

(1) 初期支護各監(jiān)測斷面的電磁輻射強度在空間上總體呈現(xiàn)出邊墻最大、拱頂次之、拱腰最小的特點。這與DK41+900斷面采用土壓力盒測得的圍巖壓力分布規(guī)律(見圖8)是一致的[15]。這也說明，采用便攜式電磁輻射監(jiān)測系統(tǒng)進行初期支護所受圍巖壓力相對大小的監(jiān)測是可行的。

(2) 初期支護未破壞區(qū)段的各監(jiān)測斷面，圍巖壓力均具有邊墻最大、拱頂次之、拱腰較小的分布特點，這與初期支護的變形特點是一致的。

圖8 DK41+990斷面圍巖壓力監(jiān)測結(jié)果(單位：kPa)

3.3 初期支護變形、破壞過程

結(jié)合前文的分析結(jié)果可知，中義隧道大變形區(qū)段，初期支護的邊墻段既是受力最大的部位，又是收斂變形最大的部位，它是初期支護變形控制的關鍵部位。因此，對初期支護大變形力學機制的研究應該以邊墻為重點。

為深入探究中義隧道初期支護大變形的力學機制，闡明初期支護的變形、破壞過程。本文選取了兩個地質(zhì)條件相似，支護結(jié)構(gòu)類型、施工工藝相同的區(qū)段(保證初期支護受力和變形在縱向具備連續(xù)性，電磁輻射監(jiān)測結(jié)果在縱向也具備可比性)，結(jié)合電磁輻射監(jiān)測和隧道變形監(jiān)測結(jié)果，對初期支護的變形、破壞過程進行深入分析。監(jiān)測結(jié)果見圖9、圖10。

圖9 DK49+675—DK49+630段

由圖9可看出：

(1) 邊墻收斂變形最大的DK49+655斷面與臨近斷面相比，邊墻所受圍巖壓力不是最大，但拱頂所受圍巖壓力最大。與邊墻收斂變形最大斷面(DK49+655)臨近的DK49+650斷面，邊墻所受圍巖壓力最大，但拱頂圍巖壓力不是最大。

(2) 邊墻收斂變形小于400 mm前，邊墻所受圍巖壓力隨收斂變形的增大而增加；大于400 mm后，隨著邊墻收斂變形的增大，邊墻所受圍巖壓力不升反降。

由圖10可看出：

(1) 邊墻收斂變形小于460 mm前，邊墻所受圍巖壓力隨變形增大而增加；大于460 mm后，邊墻所受圍巖壓力隨變形的增大不升反降；邊墻收斂變形等于460 mm時圍巖壓力最大。

(2) 除仰拱開挖(使底板應力釋放)段外，邊墻水平收斂變形大于460 mm的區(qū)段，拱頂圍巖壓力均很高。

圖10 DK42+620—DK42+695段

綜合初期支護變形及受力特點，以及初期支護的變形、破壞過程可看出：當邊墻收斂變形較小時，邊墻所受圍巖壓力隨變形增大而增加，邊墻收斂變形增大到一定值以后，所受圍巖壓力隨變形的增大不升反降，但拱頂圍巖壓力很高。

大變形區(qū)段初期支護出現(xiàn)上述受力、變形特點，究其原因，主要是因為：

(1) 邊墻收斂變形較小時，初期支護邊墻段受力以圍巖的水平擠壓為主，變形以向臨空面的彎曲變形為主；隨著收斂變形增大，初期支護邊墻的曲率減小，初期支護擠壓拱頂圍巖(見圖11)，從而使邊墻處拱架所受軸力隨收斂變形的增加而增大。

(2) 當邊墻收斂變形超過一定數(shù)值后，在水平圍巖壓力和豎向壓力的壓彎共同作用下出現(xiàn)壓屈外鼓，從而表現(xiàn)出收斂變形急劇增加的特點。在此過程中，由于邊墻的收斂變形速率超過圍巖的變形速率，所以表現(xiàn)出邊墻所受圍巖應力隨變形的增加不升反降的現(xiàn)象。

圖11 初期支護收斂變形機制簡圖

基于上述初期支護變形、破壞過程的測試、分析，可將中義隧道大變形最嚴重的邊墻段初期支護變形、破壞發(fā)展過程分為下列兩個階段：

第1階段：邊墻收斂變形小于400 mm～460 mm以前，邊墻受力以圍巖的水平擠壓應力為主，變形以水平向圍巖壓力作用下的彎曲變形為主。

第2階段：邊墻收斂變形大于400 mm～460 mm以后，邊墻受力以豎向壓力為主，變形以壓彎共同作用下的壓彎屈服破壞為主。

3.4 初期支護變形破壞的簡化力學模型

通過上述隧道初期支護變形、破壞過程的力學分析，可將邊墻初期支護變形、破壞的過程按其發(fā)展的力學機制分為2個階段，簡化的力學模型如圖12所示。

圖12 邊墻段初期支護變形-破壞力學模型

第一階段——水平擠壓彎曲變形階段，如圖12中的第一階段。該階段邊墻所受軸力較小，且軸力在邊墻上產(chǎn)生的彎矩與圍巖壓力產(chǎn)生的彎矩相反，軸力對初期支護的變形控制有利。因此，邊墻初期支護的受力模型可偏于保守地簡化為：邊墻拱架在圍巖壓力的水平擠壓下，向臨空面發(fā)生彎曲變形。該階段下，邊墻跨中部位由于圍巖水平擠壓而產(chǎn)生的最大單側(cè)收斂變形可簡化計算如下：

(1)

式中：Δ為邊墻跨中部位的單側(cè)收斂變形；q為水平向圍巖應力；L為拱架的豎向跨度；EI為初期支護抗彎剛度。

第二階段——彎曲壓桿壓彎失穩(wěn)階段，如圖12中第二階段。該階段邊墻所受軸力和水平向圍巖應力均很大，且因邊墻向外彎曲，軸力除在邊墻上產(chǎn)生軸向壓力外，還產(chǎn)生不利彎矩，轉(zhuǎn)化為不利荷載。因此，該階段邊墻初期支護的受力模型可簡化為：發(fā)生向外彎曲的初期支護在較大的豎向力作用下壓彎組合失穩(wěn)。該階段邊墻初期支護臨界失穩(wěn)軸力可簡化計算如下：

(2)

式中：Tcr為初期支護壓彎失穩(wěn)軸力臨界值；a為考慮水平向圍巖應力(q)不利作用的折減系數(shù)(a< 1，q越大a越小)；L為拱架的豎向跨度；EI為拱架抗彎剛度。

4 初期支護大變形控制措施

現(xiàn)場調(diào)查及監(jiān)控量測結(jié)果均表明：中義隧道大變形嚴重區(qū)段，初期支護的邊墻段既是受力最大的部位，又是收斂變形最大的部位，同時也是變形、破壞最嚴重的部位，它是初期支護變形控制的關鍵部位。因此，應將初期支護的邊墻段作為大變形控制的重點。從上述初期支護邊墻段變形、破壞發(fā)展的簡化力學模型可看出：

(1) 在初期支護邊墻變形的第一階段(水平擠壓彎曲階段)，影響初期支護彎曲變形的主要因素包括：初期支護剛度、拱架豎向跨度、水平向圍巖擠壓應力。

(2) 在初期支護變形、破壞的第二階段(彎曲壓桿壓彎失穩(wěn)階段)，影響初期支護壓彎失穩(wěn)的主要因素包括：豎向力大小(拱頂豎向圍巖壓力)、拱架豎向跨度、初期支護剛度以及最大彎曲變形Δ。

根據(jù)上述分析結(jié)果，針對初期支護變形、破壞的主要影響因素，提出以下控制大變形的措施：

(1) 采取有效措施釋放初期支護受力、變形最大部位-邊墻段的圍巖壓力(式(1)中q)。

(2) 邊墻段適當增加系統(tǒng)錨桿，提高圍巖自穩(wěn)能力，減小圍巖變形及其對初期支護的水平向圍巖壓力(式(1)中q)。

(3) 邊墻段增加鎖腳錨桿(管)，減小邊墻段拱架的豎向跨度(式(1)、式(2)中的L)；適當提高初期支護的抗彎剛度(式(1)、式(2)中的EI)，從而提高邊墻抵抗水平收斂變形和豎向壓屈失穩(wěn)的能力。

(4) 優(yōu)化施工工藝，合理預留變形量，減少圍巖擾動次數(shù)和擾動程度；合理預留變形量可減小圍巖與初期支護的擠壓作用，延緩初期支護進入壓彎失穩(wěn)(第二階段)的時間；采用上下臺階、下臺階帶仰拱一次開挖等開挖方式，可減少圍巖擾動次數(shù)，減少拱架的受力薄弱環(huán)節(jié)(拱架聯(lián)結(jié)部位)。

(5) 優(yōu)化施工組織，加強現(xiàn)場施工人員組織管理；對上、下臺階，仰拱等工序，在時間、空間上進行優(yōu)化組合，實現(xiàn)穩(wěn)步有序作業(yè)和平行交叉作業(yè)，確保初期支護盡早成環(huán)，減小初期支護成環(huán)前的拱架彎曲變形，防止初期支護進入壓彎失穩(wěn)階段。

5 結(jié) 論

(1) 麗江—香格里拉鐵路中義隧道隧址區(qū)地應力最大主應力為水平方向，且與隧道軸線垂直。此類地質(zhì)條件下，隧道初期支護表現(xiàn)出水平收斂大于拱頂下沉的特點，初期支護的破壞形式以拱頂噴射混凝土剝落、掉塊，邊墻拱架壓曲外鼓、噴射混凝土縱向開裂等為主。此種工程條件下，初期支護的邊墻段既是受力最大的部位，又是收斂變形最大的部位，應將其作為初期支護變形控制的重點部位。

(2) 中義隧道發(fā)生大變形的區(qū)段，初期支護邊墻段的變形、破壞發(fā)展可分為兩個階段：

① 第1階段：邊墻收斂變形小于400 mm～460 mm以前，邊墻受力以圍巖的水平擠壓為主，變形以水平向圍巖壓力作用下的彎曲變形為主。

② 第2階段：邊墻收斂變形大于400 mm～460 mm以后，邊墻受力以豎向壓力為主，變形以壓彎共同作用下的屈服為主。

(3) 為提高初期支護的穩(wěn)定性，可采取下列措施：釋放邊墻段圍巖壓力，邊墻段增加鎖腳錨桿(管)并適當增加系統(tǒng)錨桿；適當提高初期支護的抗彎剛度；合理預留變形量。