劇仲林

(中鐵十二局集團(tuán)第四工程有限公司， 陜西 西安 710021)

0 引言

所有隧道施工人員(管理、技術(shù)、隧道工人)心中始終存有一個(gè)疑問——在沒有施作二次襯砌前由噴錨等材料構(gòu)成的隧道初期支護(hù)足夠安全嗎？之所以有這樣的疑問，是有著客觀原因的。TB 10003—2016《鐵路隧道設(shè)計(jì)規(guī)范》[1](簡稱《規(guī)范》)8.1.7條規(guī)定：“噴錨襯砌和復(fù)合式襯砌的初期支護(hù)，可按工程類比法確定設(shè)計(jì)參數(shù)；施工期間應(yīng)通過監(jiān)控量測進(jìn)行修正。對(duì)地質(zhì)復(fù)雜、大跨度、多線和有特殊要求的隧道，除采用工程類比法外，還應(yīng)結(jié)合數(shù)值解法或近似解法進(jìn)行分析確定?！?/p>

“按工程類比法”設(shè)計(jì)的效果有好有壞。最近十幾年對(duì)工程質(zhì)量、安全的管理力度不斷加強(qiáng)，工程事故率大幅下降，但是隧道坍塌的事故仍時(shí)有發(fā)生。盡管這種事故率已經(jīng)很低，但是也足以動(dòng)搖人們對(duì)隧道未襯砌之前初期支護(hù)安全的信心，施工現(xiàn)場的上下各級(jí)管理人員乃至隧道工人都強(qiáng)調(diào)“快襯砌”的隧道施工方針就是最典型、最直接的證明。

“結(jié)合數(shù)值解法或近似解法進(jìn)行分析確定”，盡管對(duì)結(jié)構(gòu)進(jìn)行了詳細(xì)計(jì)算，但是仍然對(duì)結(jié)論半信半疑甚至完全懷疑，這是因?yàn)樗^的計(jì)算模型與現(xiàn)場的施工工序嚴(yán)重不符。隧道力學(xué)教材中隧道結(jié)構(gòu)計(jì)算基本上針對(duì)的是二次襯砌，缺乏針對(duì)初期支護(hù)的結(jié)構(gòu)計(jì)算，有的則是將初期支護(hù)和二次襯砌合在一起計(jì)算[2]。而初期支護(hù)與二次襯砌實(shí)際上是按照前后工序分別施工的2種結(jié)構(gòu)，其力學(xué)狀態(tài)完全不同?！兑?guī)范》 8.1.10 條規(guī)定：“計(jì)算有仰拱的隧道和明洞襯砌，當(dāng)仰拱先施作時(shí)，應(yīng)考慮仰拱對(duì)結(jié)構(gòu)內(nèi)力的影響；當(dāng)仰拱在邊墻之后施作時(shí)，則可不考慮仰拱的作用?！彼淼莱跗谥ёo(hù)是由上而下施工的，仰拱最后施工，其力學(xué)模型不應(yīng)考慮仰拱的影響；但二次襯砌是由下而上施工的，先施作仰拱，所以其力學(xué)模型應(yīng)考慮仰拱的影響。通常情況下，在距離掌子面2B～2.5B(B為隧道開挖寬度)以外，隧道“空間效應(yīng)”完全消失，松散荷載基本形成，而二次襯砌距離此處至少有30 m，所以在這30 m距離內(nèi)，隧道全部設(shè)計(jì)荷載是由初期支護(hù)單獨(dú)承受的，二次襯砌尚無法發(fā)揮作用。因此，將初期支護(hù)與二次襯砌合在一起計(jì)算的模型，對(duì)現(xiàn)場施工的指導(dǎo)作用不大。

現(xiàn)行《規(guī)范》[1]和《公路隧道設(shè)計(jì)規(guī)范》[3]明確了隧道二次襯砌宜采用荷載-結(jié)構(gòu)模型進(jìn)行計(jì)算。當(dāng)前流行的隧道襯砌結(jié)構(gòu)力學(xué)計(jì)算方法有考慮地層彈性抗力影響的布加耶娃假定抗力法[4],諸多文獻(xiàn)按照此法來計(jì)算隧道二次襯砌，邏輯上是可以計(jì)算隧道初期支護(hù)結(jié)構(gòu)的；但是，若用此法來計(jì)算隧道初期支護(hù)結(jié)構(gòu)，軟弱圍巖隧道很可能出現(xiàn)初期支護(hù)結(jié)構(gòu)無法單獨(dú)承載的結(jié)論(按照有關(guān)規(guī)范確定的參數(shù))，這顯然與事實(shí)不符。而且假定正位移(遠(yuǎn)離隧道斷面輪廓圓心為正)與考慮按此假定位移確定的彈性抗力后計(jì)算的結(jié)構(gòu)位移不重合，并且有著較大的差別。盡管可以采取逐次逼近法[4]，但始終存在的差距難免令人懷疑其反映實(shí)際的有效性，這就說明“假定抗力法”中的“假定”與實(shí)際相差太遠(yuǎn)。此外，文獻(xiàn)[5-6]應(yīng)用彈塑性力學(xué)理論建立荷載-結(jié)構(gòu)模型計(jì)算初期支護(hù)結(jié)構(gòu)，該理論不贊同將圍巖完全看作荷載，認(rèn)為圍巖總是有一定的承載能力，所以認(rèn)為彈塑性理論才是精確的計(jì)算。這一觀點(diǎn)存在不足，早有爭議[7]，到如今也沒有解決；文獻(xiàn)[6]的計(jì)算模型是初期支護(hù)全環(huán)閉合結(jié)構(gòu)，這不符合《規(guī)范》關(guān)于后施作仰拱不考慮仰拱作用的要求。

直接彈性抗力法是相對(duì)于假定彈性抗力法的隧道結(jié)構(gòu)設(shè)計(jì)方法，其以《規(guī)范》規(guī)定的計(jì)算方法所得荷載作為設(shè)計(jì)荷載，根據(jù)施工現(xiàn)場實(shí)際情況建立計(jì)算模型，符合《規(guī)范》要求；應(yīng)用拱(圓曲梁)與彈性地基拱(彈性地基圓曲梁)原理，反映隧道初期支護(hù)結(jié)構(gòu)的真實(shí)應(yīng)力狀態(tài)。

1 采用傳統(tǒng)方法分析隧道初期支護(hù)結(jié)構(gòu)內(nèi)力

1.1 不考慮彈性抗力的支護(hù)結(jié)構(gòu)內(nèi)力

1.1.1 荷載與計(jì)算模型

荷載計(jì)算方法按照《規(guī)范》，分別計(jì)算彈性無鉸拱、無鉸拱、兩鉸拱的內(nèi)力，計(jì)算模型如圖1所示。

1.1.2 3種模型的內(nèi)力計(jì)算

本計(jì)算所用到的參數(shù)：R=7.2 m，q=280 kN/m2,側(cè)壓力系數(shù)λ=0.5，初期支護(hù)厚0.28 m，Ⅴ級(jí)圍巖，彈性反力系數(shù)K=0.1×106kPa/m,混凝土彈性模量Ec=2.3×107kPa(下文都按以上參數(shù)計(jì)算)。

模型彎矩及軸力計(jì)算結(jié)果如圖2和圖3所示。

(a) 彈性無鉸拱 (b) 無鉸拱 (c) 兩鉸拱

圖2 模型彎矩

圖3 模型軸力

1.1.3 3種模型計(jì)算結(jié)論

1)彈性無鉸拱與無鉸拱彎矩相比，彈性無鉸拱腳彎矩為22.292 kN·m，為無鉸拱腳彎矩的1.38%，可忽略不計(jì)。

2)彈性無鉸拱與兩鉸拱彎矩相比，兩鉸拱最大彎矩值較彈性無鉸拱增大約0.7%，代替彈性無鉸拱偏于安全。

3)彈性無鉸拱與兩鉸拱軸力相比，二者軸力圖幾乎重合。

綜合以上3條結(jié)論可知，彈性無鉸拱計(jì)算模型完全可以簡化為兩鉸拱計(jì)算模型。

4)兩鉸拱及彈性無鉸拱與無鉸拱彎矩相比，控制底腳的抗彎剛度或位移，可降低拱頂?shù)膹澗鼗蛭灰?，這一規(guī)律在現(xiàn)場非常實(shí)用?，F(xiàn)場常發(fā)生下部隧道支護(hù)已經(jīng)施作完成后發(fā)現(xiàn)拱部支護(hù)有開裂或剝落的現(xiàn)象，由于拱部距離隧道底面太高，無法立即對(duì)拱部采取措施，此時(shí)可以采取增大支護(hù)底腳剛度以降低支護(hù)拱頂內(nèi)力的加固措施?，F(xiàn)場常有一個(gè)現(xiàn)象： 初期支護(hù)閉合后支護(hù)仍然不穩(wěn)定，但在施作二次襯砌仰拱后穩(wěn)定了，其原因就是施作二次襯砌仰拱后的初期支護(hù)底腳力學(xué)模型相當(dāng)于無鉸拱，降低了原支護(hù)結(jié)構(gòu)內(nèi)力。

5)由彈性無鉸拱所計(jì)算內(nèi)力，如0.28 m厚初期支護(hù)拱頂產(chǎn)生的應(yīng)力為+102.3、-92.9 MPa,顯然這是混凝土材料無法承受的；當(dāng)結(jié)構(gòu)厚度為0.8 m時(shí)，拱頂?shù)膽?yīng)力約為+13.6、-10.6 MPa，這正是過去整體式襯砌所設(shè)計(jì)的厚度(過去的混凝土設(shè)計(jì)標(biāo)號(hào)為20，即現(xiàn)行標(biāo)準(zhǔn)的C20)。

不考慮圍巖彈性抗力影響所設(shè)計(jì)的隧道結(jié)構(gòu)太過浪費(fèi)，所以《規(guī)范》8.5.1 條規(guī)定：“采用荷載-結(jié)構(gòu)法計(jì)算隧道襯砌的內(nèi)力和變形時(shí)，應(yīng)考慮圍巖對(duì)襯砌變形的約束作用，如彈性反力?！?/p>

1.2 布加耶娃假定抗力法計(jì)算隧道初期支護(hù)結(jié)構(gòu)

以兩鉸拱計(jì)算模型為例說明。

1.2.1 內(nèi)力

假定抗力法彎矩圖、軸力圖見圖4和圖5。

圖4 假定抗力法彎矩

圖5 假定抗力法軸力

1.2.2 計(jì)算結(jié)果分析。

1)0.28 m厚初期支護(hù)拱頂產(chǎn)生的應(yīng)力約為+19.8、-15.6 MPa。計(jì)算結(jié)果表明，隧道初期支護(hù)無法單獨(dú)承載。當(dāng)結(jié)構(gòu)厚度為0.8 m時(shí)，拱頂應(yīng)力約為+2.9、-1.4 MPa。與不考慮彈性抗力的計(jì)算結(jié)果相比，應(yīng)力小了許多，也更加貼近實(shí)際。

2)計(jì)算前后結(jié)構(gòu)位移見圖6。由圖6可知，假定正位移(遠(yuǎn)離隧道斷面輪廓圓心為正)與考慮按此假定位移確定的彈性抗力后計(jì)算的結(jié)構(gòu)位移不重合。

圖6 計(jì)算前后結(jié)構(gòu)位移

1.3 小結(jié)

傳統(tǒng)算法不考慮圍巖彈性抗力影響，其初期支護(hù)結(jié)構(gòu)厚度約為當(dāng)前的3倍，與實(shí)際嚴(yán)重不符，施工也難以實(shí)現(xiàn)；而考慮圍巖彈性抗力影響時(shí)，目前仍流行的計(jì)算方法為布加耶娃法，該法理論成熟，但是應(yīng)用此法要經(jīng)過多次試算，才能使假定的支護(hù)結(jié)構(gòu)位移與施加彈性抗力后的結(jié)構(gòu)位移重合。由于計(jì)算繁瑣，多數(shù)時(shí)候彈性抗力只計(jì)算1次，這樣計(jì)算的應(yīng)力偏大，結(jié)構(gòu)偏于安全，這對(duì)于整體式襯砌來說沒有不妥。但是對(duì)于初期支護(hù)，由于噴射混凝土一次施作的厚度受到制約，問題就凸顯出來。按照當(dāng)前流行的支護(hù)參數(shù)，只計(jì)算1次的假定抗力法表現(xiàn)為初期支護(hù)無法單獨(dú)承載，這與實(shí)際不符。因此，本文提出了“直接彈性抗力法”，計(jì)算簡便，能夠反映支護(hù)結(jié)構(gòu)的實(shí)際受力特點(diǎn)。

2 直接彈性抗力法

2.1 基本原理

隧道初期支護(hù)結(jié)構(gòu)在垂直和水平荷載作用下，拱部會(huì)產(chǎn)生不受圍巖約束的負(fù)位移脫離區(qū)(向著隧道斷面輪廓圓心)，側(cè)部產(chǎn)生受到圍巖約束的正位移。因此，拱部結(jié)構(gòu)的內(nèi)力及位移用普通拱(圓曲梁)函數(shù)來表示，側(cè)部結(jié)構(gòu)的內(nèi)力及位移用彈性地基拱(彈性地基圓曲梁)函數(shù)來表示。

2.2 荷載的直角坐標(biāo)轉(zhuǎn)化為極坐標(biāo)形式

在隧道支護(hù)結(jié)構(gòu)邊緣取一三角形微分單元體，如圖7所示。

根據(jù)平衡條件，可求得：

qr=qcos2φ+λqsin2φ;

(1)

qs=(1-λ)qsinφcosφ。

(2)

圖7 三角形微分單元體

2.3 拱(圓曲梁)的內(nèi)力及位移函數(shù)

2.3.1 拱(圓曲梁)的內(nèi)力和平衡方程

(3)

(4)

(5)

M為彎矩； N為軸力； Q為剪力。

2.3.2 拱(圓曲梁)的截面正應(yīng)力公式

從拱結(jié)構(gòu)中截取微段，左右兩側(cè)去掉部分對(duì)微段的影響以作用力代替(見圖9)，此作用力簡化為軸力N和彎矩M。

R為拱彎曲前的曲率半徑(即隧道支護(hù)結(jié)構(gòu)半徑); dφ為相鄰斷面間原來的夾角； ds為梁微段軸線處纖維長度; dsy為距離斷面重心為y的梁的纖維長度。

根據(jù)平面斷面假定，在斷面中心軸力N作用下，斷面平面ab(見圖9)移到a′b′,微段軸線曲率沒有發(fā)生變化；在彎矩M作用下斷面發(fā)生旋轉(zhuǎn)，最終平面ab移到a″b″。纖維的相對(duì)伸長

(6)

(7)

由胡克定律得：

(8)

(9)

(10)

由式(10)得：

(11)

由式(9)—(10)得：

(12)

將式(12)代入式(8)得：

(13)

(14)

2.3.3 拱(圓曲梁)的彎曲位移微分方程

設(shè)AB′是拱變形后的曲線(見圖10)，有：

(15)

u為法向位移； υ為切向位移。

將式(15)中δ(dφ)、ε0用m—n軸上各點(diǎn)位移來表示(見圖11)。由于拱的位移幾乎為純彎曲，纖維的伸長很小，剪力的影響也極小，故忽略切向位移υ。

圖11 拱(圓曲梁)點(diǎn)位移增量示意圖

法向位移引起的相對(duì)伸長

(16)

因此m、n點(diǎn)間角度的增量

(17)

將求得的δ(dφ)、ε0代入式(15)，得拱(圓曲梁)的位移微分方程為：

(18)

2.3.4 拱(圓曲梁)的彎矩、位移微分方程

由式(1)—(5)、式(18)可得：

(19)

(20)

(21)

求解式(21)并考慮對(duì)稱性，可得：

(22)

(23)

式(22)—(23)中參數(shù)C0、C1、C2由拱(圓曲梁)兩端的力和位移條件確定。

2.4 彈性地基拱(圓曲梁)的內(nèi)力及位移函數(shù)

2.4.1 彈性地基拱(圓曲梁)的內(nèi)力及平衡方程

(24)

(25)

(26)

2.4.2 彈性地基拱(圓曲梁)的彎矩、位移微分方程

由式(1)—(2)、式(18)、式(24)—(26)可得：

(27)

(28)

(29)

圖12 彈性地基拱的微段內(nèi)力平衡圖

u=A0+A1ch(ηφ)cos(μφ)+A2sh(ηφ)sin(μφ)-

(30)

A0-A1β2R2sh(ηφ)sin(μφ)+A2β2R2ch(ηφ)cos(μφ)+

(31)

式(30)—(31)中參數(shù)A0、A1、A2由彈性地基拱(圓曲梁)兩端的力和位移條件確定。

2.5 直接彈性抗力法計(jì)算隧道初期支護(hù)——以兩鉸拱模型為例

2.5.1 拱(圓曲梁)與彈性地基拱(圓曲梁)的分界點(diǎn)確定

先按照不考慮彈性抗力計(jì)算結(jié)構(gòu)的彎矩及位移。

M=(0.5cos2φ-0.132 089cosφ-0.191 045)(1-λ)qR2。

(32)

(33)

由式(32)—(33)可知，彎矩和位移的0點(diǎn)位置不受荷載及材料影響。因此，可以推斷在施加彈性抗力后，彎矩及位移0點(diǎn)位置仍然不變；而拱與彈性地基拱的分界點(diǎn)即為兩鉸拱位移0點(diǎn)。

式(33)中令u=0，解得φ=0.829 501 896 6

(47°31′37.05″)。

2.5.2 拱(圓曲梁)與彈性地基拱(圓曲梁)的彎矩和位移函數(shù)參數(shù)確定

2.5.3 直接彈性抗力法計(jì)算的結(jié)構(gòu)位移和內(nèi)力

將上述參數(shù)代入式(22)—(23)、式(30)—(31)，得直接彈性抗力法計(jì)算的結(jié)構(gòu)位移、彎矩、軸力如圖13—15所示。

圖13 支護(hù)結(jié)構(gòu)位移圖

圖14 支護(hù)結(jié)構(gòu)彎矩圖

圖15 支護(hù)結(jié)構(gòu)軸力圖

2.5.4 支護(hù)結(jié)構(gòu)承載能力分析

只有混凝土承載時(shí)，拱頂最大正彎矩處截面應(yīng)力為+11.463、+1.744 MPa； 在φ=36°17′34.53″產(chǎn)生最大負(fù)彎矩，該處截面應(yīng)力為+2.190、+10.388 MPa。因此，拱部φ=±47°31′37.05″范圍內(nèi)結(jié)構(gòu)應(yīng)力最大。如果考慮噴射混凝土與鋼架按比例承載，根據(jù)文獻(xiàn)[8]，混凝土具有一定的抗拉強(qiáng)度；如果考慮噴射混凝土與鋼架聯(lián)合承載(混凝土承受壓應(yīng)力而鋼架承受拉應(yīng)力)，此時(shí)噴射混凝土配筋(即設(shè)置格柵鋼架)或型鋼鋼架一側(cè)翼板以抵御拉應(yīng)力[9]，噴射混凝土設(shè)計(jì)強(qiáng)度按15 MPa，則安全系數(shù)為1.31。只有鋼架承載時(shí)(工20b，間距0.8 m)，拱頂應(yīng)力為+604.155、+131.590 MPa，HPB235鋼材計(jì)算強(qiáng)度為260.0 MPa，鋼架處于極限應(yīng)力狀態(tài)。

支護(hù)底腳處產(chǎn)生1 763.026 kN的力、7.87 MPa的應(yīng)力，普通軟巖地基一般不具有足夠的承載能力。

2.6 小結(jié)

直接彈性抗力法通過“拱(圓曲梁)”與“彈性地基拱(彈性地基圓曲梁)”2段函數(shù)的有機(jī)組合，真實(shí)、直觀地反映了隧道支護(hù)結(jié)構(gòu)的內(nèi)力及位移。通過直接彈性抗力法計(jì)算表明，隧道初期支護(hù)(按照當(dāng)前流行的支護(hù)參數(shù))有足夠的承載能力，即使在噴射混凝土與鋼架按比例承載的狀態(tài)下(支護(hù)變形不超過噴射混凝凝土的容許彈性變形)，由于《規(guī)范》規(guī)定的設(shè)計(jì)荷載有1.2～1.4的安全余量，仍然具有足夠的承載能力；在支護(hù)變形較大、噴射混凝土完全破壞而只有鋼架單獨(dú)承載的最不利狀態(tài)下，仍然有1.09的安全系數(shù)。

3 分布錨桿作用下的支護(hù)結(jié)構(gòu)內(nèi)力分析

系統(tǒng)分布錨桿對(duì)隧道初期支護(hù)結(jié)構(gòu)的位移，尤其是側(cè)面的正位移有明顯的限制作用，所以對(duì)支護(hù)結(jié)構(gòu)的內(nèi)力有很大影響。這種影響體現(xiàn)為2種形態(tài)： 一是支護(hù)結(jié)構(gòu)相對(duì)于圍巖沒有發(fā)生沉降位移，系統(tǒng)分部錨桿沒有產(chǎn)生剪切力，此時(shí)的錨桿作用為只有軸力的鏈桿支座模型；二是支護(hù)結(jié)構(gòu)相對(duì)于圍巖發(fā)生了沉降位移，錨桿產(chǎn)生了剪切力，此時(shí)的錨桿作用為同時(shí)具有軸向力和切向力的活動(dòng)鉸支座模型。

3.1 分布錨桿作用下的鏈桿支座模型計(jì)算的支護(hù)結(jié)構(gòu)內(nèi)力

3.1.1 計(jì)算模型

分布錨桿作用下的隧道初期支護(hù)鏈桿支座計(jì)算模型見圖16[10]。

X2—X11為多余未知力，鏈桿支座作用力。

3.1.2 力法方程

力法方程為：

(34)

3.1.3 內(nèi)力

計(jì)算得模型彎矩圖、軸力圖見圖17和圖18。

圖17 隧道初期支護(hù)鏈桿支座模型彎矩

圖18 隧道初期支護(hù)鏈桿支座模型軸力

3.1.4 結(jié)構(gòu)內(nèi)力分析

只考慮混凝土承載，拱頂最大正彎矩處應(yīng)力為+7.5、+6.4 MPa;φ=90°處支護(hù)結(jié)構(gòu)產(chǎn)生最大應(yīng)力為+10.7、+6.9 MPa，故支護(hù)結(jié)構(gòu)具有足夠的承載能力。最大問題是支護(hù)結(jié)構(gòu)底腳有2 330.9 kN的力，產(chǎn)生8.3 MPa的應(yīng)力，而軟巖(特別是土質(zhì)圍巖)一般不具備抵抗該應(yīng)力的強(qiáng)度，所以就有可能發(fā)生支護(hù)結(jié)構(gòu)相對(duì)于圍巖的沉降位移。

3.2 分布錨桿作用下的鉸支座拱模型計(jì)算的支護(hù)結(jié)構(gòu)內(nèi)力

3.2.1 計(jì)算模型

分布錨桿作用下的隧道初期支護(hù)鉸支座計(jì)算模型見圖19[12]。

X2—X23為多余未知力，鏈桿支座作用力。

3.2.2 力法方程

力法方程為：

(35)

3.2.3 內(nèi)力

計(jì)算得模型彎矩、軸力圖見圖20和圖21。

圖20 隧道初期支護(hù)鉸支座模型彎矩圖

圖21 隧道初期支護(hù)結(jié)構(gòu)鉸支座模型軸力圖

3.2.4 結(jié)構(gòu)內(nèi)力分析

只有混凝土承載時(shí)，拱頂最大正彎矩處應(yīng)力為+7.5、+6.5 MPa；φ=20.5°產(chǎn)生最大負(fù)彎矩處應(yīng)力為+7.8、+6.6 MPa；φ=π/6產(chǎn)生最大正彎矩處應(yīng)力為+8.3、+6.5 MPa；支護(hù)底腳處的應(yīng)力為3.4 MPa。

如果由噴射混凝土與鋼架按比例承載，鋼架間距0.8 m，且噴射混凝土承擔(dān)荷載比例為75%[10-11]，噴射混凝土設(shè)計(jì)強(qiáng)度按15 MPa，則安全系數(shù)為3.01；如果由噴射混凝土與鋼架聯(lián)合承載(噴射混凝土承受壓應(yīng)力、鋼架承受拉應(yīng)力)，則安全系數(shù)更大。

3.3 小結(jié)

支護(hù)結(jié)構(gòu)考慮錨桿的作用，因考慮錨桿切向作用力與否的差別，有鏈桿支座和鉸支座2種模型。鏈桿支座模型是支護(hù)沒有或少有沉降的力學(xué)狀態(tài)反映，如石質(zhì)圍巖，此時(shí)結(jié)構(gòu)的最大應(yīng)力位于側(cè)壁中、下臺(tái)階交接處(石質(zhì)圍巖此處常有開裂)；鉸支座模型是支護(hù)有一定沉降但圍巖尚未與基巖分離時(shí)的力學(xué)狀態(tài)反映，此時(shí)結(jié)構(gòu)的最大應(yīng)力位于拱部與中心線夾角約30°的部位。由于鉸支座模型中的錨桿分擔(dān)了支護(hù)結(jié)構(gòu)的軸力，所以極大地降低了支護(hù)結(jié)構(gòu)的底腳應(yīng)力；鏈桿支座模型的底腳應(yīng)力卻大得多，這也是該模型針對(duì)石質(zhì)圍巖的原因(不排除土質(zhì)圍巖地基采取了加強(qiáng)措施的可能)。

當(dāng)支護(hù)結(jié)構(gòu)產(chǎn)生較大沉降位移，圍巖與基巖分離，支護(hù)與圍巖共同沉降位移，此時(shí)的錨桿就失去其對(duì)支護(hù)結(jié)構(gòu)的作用，這時(shí)的支護(hù)結(jié)構(gòu)模型就是直接彈性抗力模型。

4 直接彈性抗力法結(jié)構(gòu)計(jì)算與系統(tǒng)分部錨桿作用下的支護(hù)結(jié)構(gòu)計(jì)算內(nèi)力對(duì)照分析

4.1 拱頂最大應(yīng)力

3種模型計(jì)算得到的拱頂最大應(yīng)力見表1。

表1 拱頂最大應(yīng)力

4.2 截面最大應(yīng)力及發(fā)生部位

3種模型計(jì)算得到的截面最大應(yīng)力及發(fā)生部位見表2。

表2 截面最大應(yīng)力及發(fā)生部位

4.3 底腳應(yīng)力

3種模型計(jì)算得到的初期支護(hù)底腳應(yīng)力見表3。

表3 初期支護(hù)底腳應(yīng)力

4.4 小結(jié)

直接彈性抗力模型與分布錨桿作用模型相比，最大的區(qū)別是拱部出現(xiàn)拉應(yīng)力，即拱部結(jié)構(gòu)由原先的小偏心結(jié)構(gòu)變?yōu)榇笃慕Y(jié)構(gòu)；結(jié)構(gòu)軸力及底腳應(yīng)力降低。當(dāng)支護(hù)結(jié)構(gòu)發(fā)生較大變形后，原先由噴射混凝土和鋼架共同組成的初期支護(hù)，由于噴射混凝土的破壞，造成只有鋼架單獨(dú)承載。故直接彈性抗力模型在實(shí)踐中有可能實(shí)質(zhì)上只有鋼架單獨(dú)承載，其承載能力約為噴射混凝土和鋼架聯(lián)合承載的1/3[12]。

直接彈性抗力模型還可能是“噴射混凝土+鋼架+鎖腳錨桿”的支護(hù)結(jié)構(gòu)力學(xué)狀態(tài)反映，基本與王夢恕[13]取消系統(tǒng)錨桿而施作鎖腳錨桿的觀點(diǎn)相契合，但鎖腳錨桿的設(shè)計(jì)及施作技術(shù)方法需改進(jìn)。

以上3種模型的共同之處在于： 初期支護(hù)具有單獨(dú)承載的能力；側(cè)壁結(jié)構(gòu)應(yīng)力呈小偏心狀態(tài)；支護(hù)結(jié)構(gòu)的最大應(yīng)力產(chǎn)生于拱部。

以直接彈性抗力法為代表的3種支護(hù)結(jié)構(gòu)力學(xué)模型涵蓋了隧道施工可能遇到的各種不利情況，充分證明了初期支護(hù)結(jié)構(gòu)(在當(dāng)前流行的設(shè)計(jì)參數(shù)條件下)有足夠的單獨(dú)承載能力。

5 軟巖隧道初期支護(hù)的設(shè)計(jì)建議

5.1 需要強(qiáng)調(diào)的幾個(gè)問題

5.1.1 “先柔后剛，先放后抗”屬于概念

1)安六鐵路觀音山隧道，圍巖為全風(fēng)化碳質(zhì)泥巖夾煤線，覆蓋層厚約40 m，地處交叉斷裂帶，認(rèn)為有高應(yīng)力。在“先柔后剛，先放后抗”的思想指導(dǎo)下，原設(shè)計(jì)的初期支護(hù)為配置工25工字鋼架的噴射混凝土+鎖腳錨管結(jié)構(gòu)，結(jié)果支護(hù)沉降及變形嚴(yán)重，又采取H175鋼架及噴射混凝土補(bǔ)強(qiáng)，名為“雙層支護(hù)”，結(jié)果仍然被破壞，幾近坍塌(由于第1層支護(hù)破壞后施作第2層支護(hù)，實(shí)際效果仍然為單層支護(hù)作用)，最大沉降約1.1 m，見圖22。后采取1層工25工字鋼架支護(hù)，臺(tái)階法開挖，但以控制沉降為原則，安全順利地通過該段地質(zhì)地段。

圖22 觀音山隧道雙層初期支護(hù)破壞

2)大臨鐵路林寶山單線鐵路隧道，圍巖為全風(fēng)化碳質(zhì)泥巖，覆蓋層厚約240 m，地處斷層破碎帶內(nèi)，認(rèn)為有高應(yīng)力，在“先柔后剛，先放后抗”的思想指導(dǎo)下，采取H175鋼架支護(hù)，變形較大，采取二次拆換支護(hù)后再次發(fā)生嚴(yán)重變形(達(dá)1.2 m)，幾近坍塌(見圖23)。后采取常規(guī)支護(hù)，臺(tái)階法開挖，但以控制沉降為原則，安全順利通過。

圖23 林保山隧道初期支護(hù)破壞

3)目前隧道初期支護(hù)所使用的材料是鋼材和混凝土，這2種材料都不具備“先柔后剛”的特性。上文各種模型計(jì)算表明，初期支護(hù)的最大彈性位移約為十幾mm，完全是剛性的。如果容許支護(hù)較大變形，其結(jié)果必然造成噴射混凝土的破壞，只有鋼架單獨(dú)承載。

4)“新奧法”所要釋放的應(yīng)力是具有勢能的高應(yīng)力。董芳庭等[14]通過大量實(shí)測發(fā)現(xiàn)，大多數(shù)隧道在開挖出來后圍巖即呈松動(dòng)狀態(tài)，已經(jīng)不存在高應(yīng)力。周燁[15]認(rèn)為初期支護(hù)不可能承受圍巖原始應(yīng)力，故強(qiáng)調(diào)支護(hù)的及時(shí)性。“先放后抗”只是一個(gè)概念，大多數(shù)情況下不需要人為故意釋放應(yīng)力。

5.1.2 初期支護(hù)沉降變形的原因

1)支護(hù)實(shí)際位移遠(yuǎn)大于結(jié)構(gòu)計(jì)算位移的原因多數(shù)時(shí)候是支護(hù)底腳應(yīng)力大于地基強(qiáng)度。

①如文獻(xiàn)[16]所述，隧道圍巖采取旋噴加固，并設(shè)置超前大管棚等強(qiáng)有力的支護(hù)措施，采用CRD法開挖，結(jié)果實(shí)際支護(hù)拱頂最大沉降達(dá)160 mm，遠(yuǎn)大于結(jié)構(gòu)計(jì)算最大容許沉降的20 mm。各種理論計(jì)算結(jié)論都表明初期支護(hù)有足夠的承載能力，故可以肯定遠(yuǎn)大于設(shè)計(jì)沉降的原因不是支護(hù)結(jié)構(gòu)承載力的不足。

②尋早支護(hù)沉降的原因還必須澄清一個(gè)基本原則——任何結(jié)構(gòu)設(shè)計(jì)都是結(jié)構(gòu)強(qiáng)度與應(yīng)力關(guān)系確定的工作，但是當(dāng)前的隧道設(shè)計(jì)卻存在大量以“有用”來偷換“強(qiáng)度與應(yīng)力關(guān)系確定”概念的現(xiàn)象。若以彈塑性力學(xué)計(jì)算，隧道斷面底腳存在嚴(yán)重的塑性區(qū)，雖有鎖腳錨桿措施，但鎖腳錨桿卻沒有相應(yīng)的錨固力及其對(duì)塑性區(qū)的加固程度設(shè)計(jì)；如果以結(jié)構(gòu)力學(xué)計(jì)算，支護(hù)結(jié)構(gòu)底腳存在大于地基強(qiáng)度的應(yīng)力，卻忽略了鎖腳錨桿與地基強(qiáng)度的加固或者與支護(hù)底腳應(yīng)力的關(guān)系。

③西安白鹿原隧道圍巖為全風(fēng)化泥質(zhì)砂巖，覆蓋層厚約14 m，地表原先為一凹坑，連續(xù)數(shù)日降雨導(dǎo)致距離洞口32 m的約30 m未施作仰拱的初期支護(hù)整體沉降2.2 m(見圖24，圖中在支護(hù)閉合斷面分界處有4榀鋼架因沉降牽引而破壞)，沉降的支護(hù)沒有破壞。與過去20年前的工程及上述2個(gè)實(shí)例相比，支護(hù)沉降這么大卻沒有破壞，其原因一是近幾年噴射混凝土品質(zhì)有了很大提高，平均強(qiáng)度可達(dá)25 MPa，而過去噴射混凝土強(qiáng)度一般不足10 MPa，此外速凝劑的品質(zhì)也有了很大的提高，使得噴射混凝土早期強(qiáng)度較高；二是因?yàn)樵撍淼罏?車道大斷面隧道，隧道施工循環(huán)時(shí)間增長，客觀上給了噴射混凝土強(qiáng)度增長充足的時(shí)間。上述原因客觀形成噴射混凝土與鋼架聯(lián)合承載的應(yīng)力狀態(tài)，保證了支護(hù)結(jié)構(gòu)的設(shè)計(jì)強(qiáng)度和剛度，證明了支護(hù)的單獨(dú)承載能力和其剛性特性，以及沉降的原因是地基強(qiáng)度不足的事實(shí)。

圖24 白鹿原隧道初期支護(hù)沉降

2)雙側(cè)壁導(dǎo)坑法、CD法、CRD法等工法對(duì)原結(jié)構(gòu)具有減跨作用，故計(jì)算結(jié)構(gòu)較原結(jié)構(gòu)變形小，但這種減少對(duì)原結(jié)構(gòu)毫無意義，因?yàn)樵Y(jié)構(gòu)的計(jì)算位移也很小，并且二次襯砌前還要拆除。相反，由于分部開挖及支護(hù)，當(dāng)施作下一部時(shí)，上一部有較大位移(因?yàn)榈啄_的應(yīng)力與地基強(qiáng)度關(guān)系沒有解決)，造成連接部位不能圓順連接，而使得原本設(shè)計(jì)為小偏心結(jié)構(gòu)變?yōu)榇笃?，極大地降低支護(hù)承載能力(噴射混凝土承載能力基本失效，型鋼鋼架也由于大偏心而應(yīng)力增大)而導(dǎo)致支護(hù)產(chǎn)生更大的位移和變形。

5.1.3 錨桿的作用

1)短錨桿對(duì)軟巖的強(qiáng)度增強(qiáng)作用很弱。王夢恕[13]認(rèn)為系統(tǒng)錨桿處于圍巖滑動(dòng)體內(nèi)，不能作為支護(hù)結(jié)構(gòu)的一部分計(jì)算，故無用；文獻(xiàn)[17]認(rèn)為短錨桿(處于滑動(dòng)體內(nèi)的錨桿)對(duì)支護(hù)結(jié)構(gòu)的應(yīng)力減小作用很弱；按照有關(guān)理論，錨桿對(duì)軟巖的作用主要體現(xiàn)為“組合拱”，但是卻沒有“組合拱”的特性參數(shù)與錨桿錨固力、間距等的函數(shù)關(guān)系表達(dá)式，這又是以“有用”來偷換“應(yīng)力與強(qiáng)度關(guān)系”概念的現(xiàn)象。

2)錨桿呈壓應(yīng)力狀態(tài)，文獻(xiàn)[18]的檢測完全驗(yàn)證了這個(gè)事實(shí)，上文鏈桿支座拱、鉸支座拱模型的計(jì)算結(jié)果也證明了這一結(jié)論，許多施工現(xiàn)場的人員反映在支護(hù)變形較大時(shí)發(fā)現(xiàn)錨桿“撐出”了噴射混凝土表面。有些文獻(xiàn)錨桿檢測錨固力不足30 kN，甚至不足10 kN，這首先是質(zhì)量問題，這種檢測數(shù)據(jù)皆不可信。錨桿若呈壓應(yīng)力狀態(tài)，則錨桿上墊板的規(guī)定就值得懷疑了。

3)短錨桿的主要作用體現(xiàn)在對(duì)支護(hù)結(jié)構(gòu)的作用上(對(duì)支護(hù)結(jié)構(gòu)的減跨作用、位移限制作用、內(nèi)力降低作用等)，長錨桿(伸入圍巖穩(wěn)定層的錨桿)對(duì)圍巖的錨固作用是顯著的[17]，且呈拉應(yīng)力狀態(tài)，錨桿墊板也是必要的。

4)鎖腳錨桿對(duì)控制支護(hù)結(jié)構(gòu)變形的效果經(jīng)幾十年的實(shí)踐證明不理想，即使增加錨桿根數(shù)或增大錨桿桿徑也不能很好地控制支護(hù)位移，這種效果在山嶺隧道的表現(xiàn)不突出，但在城市地鐵會(huì)造成事故。“鎖腳錨桿”依據(jù)其所起作用，稱為“鎖鉸錨桿”更合理。上文3種結(jié)構(gòu)計(jì)算模型都表明，支護(hù)結(jié)構(gòu)底腳活動(dòng)鉸的垂直力遠(yuǎn)大于水平力，鎖鉸錨桿作為控制支護(hù)底腳位移的措施，其合理施作方向應(yīng)為鉸支座的合力方向，即鎖鉸錨桿應(yīng)向下打設(shè)使其發(fā)揮“樁”的作用，而不應(yīng)側(cè)向打設(shè)而成為“梁”的作用。鉸支座拱模型的計(jì)算表明，應(yīng)同時(shí)作好系統(tǒng)分布錨桿，與“鎖鉸錨桿”共同配合，這樣控制支護(hù)結(jié)構(gòu)的位移更理想。

5)錨桿的設(shè)計(jì)應(yīng)該是動(dòng)態(tài)的。當(dāng)前的錨桿施工技術(shù)尚無法克服圍巖特性對(duì)錨桿錨固力起決定性影響的困難，錨桿的根數(shù)取決于支護(hù)所承受的荷載和單根錨桿所能達(dá)到的錨固力。在荷載基本確定(如《規(guī)范》規(guī)定荷載)的情況下，應(yīng)常開展現(xiàn)場錨桿錨固力工藝試驗(yàn)，取得單根錨桿的錨固力值，為修正錨桿根數(shù)提供基礎(chǔ)數(shù)據(jù)。

5.1.4 必須重視噴射混凝土早期強(qiáng)度

上文3種模型計(jì)算所得支護(hù)結(jié)構(gòu)最大應(yīng)力為11.463 MPa，所以支護(hù)結(jié)構(gòu)對(duì)噴射混凝土的最終設(shè)計(jì)強(qiáng)度標(biāo)準(zhǔn)并不高。《規(guī)范》規(guī)定了8 h和24 h噴射混凝土強(qiáng)度標(biāo)準(zhǔn)，但是幾乎沒有人執(zhí)行這一標(biāo)準(zhǔn)，仍然關(guān)注的是28 d的強(qiáng)度。按照現(xiàn)行隧道施工順序，通常上一循環(huán)噴射混凝土完成后，約經(jīng)過0.5 h的工序交接即開始下一循環(huán)的開挖，下一循環(huán)的開挖必然會(huì)引發(fā)圍巖應(yīng)力重分布，故上一循環(huán)的初期支護(hù)即開始承受外來荷載。如果此時(shí)的噴射混凝土強(qiáng)度不足，就無法抵御新增荷載，這與普通混凝土結(jié)構(gòu)的拆模規(guī)定性質(zhì)一樣，此時(shí)若支護(hù)配置格柵鋼架，會(huì)造成坍塌； 若配置型鋼鋼架，則會(huì)造成鋼架單獨(dú)承載。

5.2 設(shè)計(jì)荷載的確定

1)根據(jù)圍巖級(jí)別，按照《規(guī)范》確定初期支護(hù)設(shè)計(jì)荷載。據(jù)文獻(xiàn)[19],實(shí)際荷載為規(guī)范所確定荷載的70.7%～76.5%，故采用規(guī)范所確定的荷載有足夠的安全余量?！兑?guī)范》規(guī)定的荷載是塌方統(tǒng)計(jì)所得，客觀、形象，盡管理論依據(jù)不足，但是可信的、合法的；彈塑性力學(xué)圍巖應(yīng)力(荷載)計(jì)算公式中的各種參數(shù)取得人為因素較大，所以盡管計(jì)算“精確”，但是其具有主觀和抽象的不足。這二者其實(shí)應(yīng)該存在必然聯(lián)系，應(yīng)繼續(xù)深入研究，當(dāng)前采用《規(guī)范》規(guī)定荷載較為穩(wěn)妥。

2)混凝土與鋼材2種材料的彈性模量差別很大，型鋼鋼架加載后即發(fā)揮其抵抗力作用，無須混凝土的配合，故依據(jù)變形(彎曲和壓縮)協(xié)調(diào)原則，型鋼鋼架與混凝土按比例分別承擔(dān)荷載[20-21]。由于混凝土具有蠕變的特性，特別是在初凝、終凝、強(qiáng)度增長初期，混凝土有較大的蠕動(dòng)塑性變形，這就造成型鋼鋼架實(shí)際比理論計(jì)算承擔(dān)更大比例的荷載。綜合考慮材料的不均勻和混凝土強(qiáng)度逐漸增長等因素，鋼架承擔(dān)的荷載宜為設(shè)計(jì)總荷載的25%，噴射混凝土承擔(dān)的荷載宜為設(shè)計(jì)總荷載的75%。

5.3 初期支護(hù)設(shè)計(jì)

由上文分析可知，支護(hù)結(jié)構(gòu)側(cè)面的正位移對(duì)支護(hù)結(jié)構(gòu)的應(yīng)力影響很大，而對(duì)正位移有影響的因素為系統(tǒng)分布錨桿對(duì)支護(hù)的作用力和圍巖的彈性抗力。在當(dāng)前的錨桿材料、施工設(shè)備、施工工藝等條件下，錨桿的錨固質(zhì)量受圍巖特性、施工管理水平制約影響很大，再加上對(duì)錨桿施工質(zhì)量的監(jiān)督、檢測手段局限性很大，造成錨桿的錨固力很難完全按照某一種設(shè)計(jì)模型實(shí)現(xiàn)，所以設(shè)計(jì)就必須考慮各種可能的力學(xué)狀態(tài)。

1)鏈桿支座拱模型適用于圍巖原本具有較強(qiáng)地基承載力(如地基強(qiáng)度>8 MPa)的情況。如有這種條件，那么就按照該計(jì)算模型設(shè)計(jì)支護(hù)結(jié)構(gòu)。經(jīng)常發(fā)生的一種情況是原本地基承載力較高，但是由于施工組織差，造成對(duì)地基的擾動(dòng)大，降低了地基承載力；還有一種情況是開挖后的圍巖突然出水，破壞了原本較高的地基承載力，這時(shí)，鏈桿支座拱模型的計(jì)算結(jié)果只能作為結(jié)構(gòu)的一種中間狀態(tài)來參考。

2)對(duì)于錨桿的設(shè)計(jì)(即鏈桿支座反力)。錨桿的布置范圍為隧道中心夾角60°以外，若設(shè)管樁為底腳以上不小于0.5 m，若不設(shè)管樁則為底腳以上不小于0.2 m，錨桿間距為0.5～1.0 m。先擬定一個(gè)間距進(jìn)行計(jì)算，檢查計(jì)算所得鏈桿支護(hù)反力，如果大于錨桿現(xiàn)場工藝試驗(yàn)所確定的錨桿錨固力，則增加支座再計(jì)算，直到計(jì)算所得鏈桿支座反力小于錨桿錨固力。如果鏈桿支座間距增加導(dǎo)致小于0.5 m，則錨桿錨固力按照試驗(yàn)所得錨固力的2倍計(jì)算(相當(dāng)于實(shí)際施工時(shí)錨桿于鋼架兩側(cè)成對(duì)布置)。鏈桿支座拱模型的錨桿為隧道斷面法向布置，而鉸支座拱模型的錨桿布置方向?yàn)槠渲ё狭Ψ较颉?/p>

3)比較3種模型所計(jì)算的結(jié)構(gòu)應(yīng)力，鉸支座拱模型具有應(yīng)力最小、小偏心等優(yōu)點(diǎn)，是實(shí)際施工中力求實(shí)現(xiàn)的一種結(jié)構(gòu)應(yīng)力狀態(tài)。鏈桿支座拱模型具有底腳應(yīng)力最大的最不利特點(diǎn)，直接彈性抗力法模型具有拱部為大偏心的最不利特點(diǎn)，故支護(hù)結(jié)構(gòu)設(shè)計(jì)以鏈桿支座拱模型所得底腳應(yīng)力來作為支護(hù)底腳設(shè)計(jì)強(qiáng)度要求，以直接彈性抗力模型所得拱部內(nèi)力來設(shè)計(jì)鋼架和噴射混凝土厚度。由于錨桿的打設(shè)方向無法做到理想的理論方向，這就造成錨桿客觀上同時(shí)法向、切向受力，即為鉸支座模型。因此，鉸支座模型結(jié)構(gòu)實(shí)際上是現(xiàn)場常存在的一種應(yīng)力狀態(tài)。

3種模型都應(yīng)按照三臺(tái)階法施工所劃分的上、中、下3種斷面，對(duì)照施工進(jìn)度分別計(jì)算結(jié)構(gòu)內(nèi)力并提出支護(hù)結(jié)構(gòu)早期、中期、最終強(qiáng)度要求。特別是上臺(tái)階的計(jì)算，應(yīng)按照上臺(tái)階計(jì)算所得提出初期支護(hù)結(jié)構(gòu)3 h的錨桿錨固力及噴射混凝土強(qiáng)度要求。

初期支護(hù)設(shè)計(jì)程序見圖25。

圖25 支護(hù)結(jié)構(gòu)設(shè)計(jì)流程圖

5.4 支護(hù)結(jié)構(gòu)設(shè)計(jì)建議

細(xì)節(jié)決定成敗，這一現(xiàn)象在結(jié)構(gòu)設(shè)計(jì)表現(xiàn)特別顯著，尤其是在隧道初期支護(hù)結(jié)構(gòu)設(shè)計(jì)方面。

5.4.1 錨桿與鋼架的連接

由噴射混凝土和鋼架組成的初期支護(hù)結(jié)構(gòu)的承載狀態(tài)為： 在噴射混凝土強(qiáng)度不足之前的所有荷載完全由鋼架承擔(dān)。在噴射混凝土初凝、終凝以及強(qiáng)度增長初期，必須保證作為混凝土骨架的鋼架不變形，所以錨桿控制初期支護(hù)結(jié)構(gòu)的變形必須通過鋼架來實(shí)現(xiàn)。因此，錨桿應(yīng)與鋼架連接，且其連接強(qiáng)度不應(yīng)小于錨桿錨固力。本文所提到的鏈桿支座拱、鉸支座拱模型計(jì)算所得錨桿均為受壓狀態(tài)，而在鉸支座拱模型斷面圓心以下的部分，錨桿切向?yàn)槔瓚?yīng)力狀態(tài)，故將這幾個(gè)鉸支座改為鏈桿支座(見圖26)。

5.4.2 鋼架的縱向連接

鋼架縱向連接對(duì)隧道初期支護(hù)結(jié)構(gòu)的“空間效應(yīng)”影響很大，故應(yīng)有效地連接。其中支護(hù)結(jié)構(gòu)底腳部位應(yīng)加強(qiáng)，建議采用鋼筋混凝土托梁(暗梁)；鋼架其他部位的縱向連接建議采用“?”型筋、梯形布置連接(見圖26)。

5.4.3 支護(hù)底腳

底腳的地基強(qiáng)度應(yīng)滿足設(shè)計(jì)要求，否則必須采取措施；支護(hù)結(jié)構(gòu)底腳不得有空隙、松碴。由于目前對(duì)隧道開挖輪廓的控制技術(shù)還很差，特別是對(duì)支護(hù)結(jié)構(gòu)地基高度的控制。為了不影響進(jìn)度，施工人員都采取超挖的作法(還有“新奧法”容許支護(hù)變形的思想影響)，超挖部分以松碴回填，這就人為造成支護(hù)所需地基強(qiáng)度的不足。有的設(shè)計(jì)人員注意到了這個(gè)質(zhì)量通病，故設(shè)計(jì)了墊木板或鋼板的應(yīng)對(duì)措施，其實(shí)由于地基頂面凹凸不平，就形成了在墊板下面是圍巖的幾個(gè)棱角支撐著墊板的現(xiàn)象。為了方便與下一單元的鋼架連接，施工時(shí)都采取在上一單元鋼架底端堆埋碴土以保護(hù)鋼架接頭的措施，這就客觀造成了支護(hù)結(jié)構(gòu)基礎(chǔ)與地基接觸面積減小而增大了基底應(yīng)力的隱患。噴射混凝土在初凝、終凝、強(qiáng)度增長初期的所有荷載都由鋼架承擔(dān)，故鋼架的沉降及由沉降而產(chǎn)生的內(nèi)斂[12]，必然造成鋼架的彎曲，鋼架彎曲也必然造成尚未產(chǎn)生有效強(qiáng)度的噴射混凝土的破壞，最終造成隧道初期支護(hù)結(jié)構(gòu)只有鋼架承載(這就是“型鋼鋼架是主要承載結(jié)構(gòu)”的思想根源)，而難以實(shí)現(xiàn)鋼架與噴射混凝土聯(lián)合承載的理想目標(biāo)。因此，對(duì)支護(hù)結(jié)構(gòu)地基的處理應(yīng)考慮上述影響因素，鋼架地基應(yīng)清除松碴后墊干硬性砂漿找平，而在隧道開挖斷面底腳外側(cè)設(shè)鋼管樁基礎(chǔ)來增強(qiáng)噴射混凝土的地基承載力(見圖26)。

5.4.4 增強(qiáng)格柵鋼架底腳的剛度

按照現(xiàn)行的格柵鋼架，由于同5.4.3節(jié)所述一樣的原因，格柵鋼架底腳的主筋呈長壓桿應(yīng)力狀態(tài)，很容易失穩(wěn)而造成支護(hù)的沉降，以及產(chǎn)生與下一鋼架單元不能順接的隱患。因此，應(yīng)增強(qiáng)格柵鋼架底腳接頭剛度(見圖27)。

(a)A-A剖面

(b) B-B剖面

(c) C-C剖面

(d) D-D剖面

(b) B-B剖面

(c) C-C剖面

5.4.5 拱架的設(shè)計(jì)建議

以上鏈桿支座拱模型和鉸支座拱模型內(nèi)力計(jì)算表明，支護(hù)結(jié)構(gòu)呈小偏心應(yīng)力狀態(tài)，型鋼鋼架只在噴射混凝土強(qiáng)度尚不足的初期起關(guān)鍵作用，而后期噴射混凝土為主要承載結(jié)構(gòu)；直接彈性抗力法內(nèi)力計(jì)算結(jié)果表明，拱部上臺(tái)階支護(hù)結(jié)構(gòu)呈大偏心狀態(tài)，中、下臺(tái)階支護(hù)結(jié)構(gòu)均呈小偏心應(yīng)力狀態(tài)。根據(jù)以上分析，拱部上臺(tái)階支護(hù)結(jié)構(gòu)采取“型鋼與格柵”的組合結(jié)構(gòu)可以節(jié)約鋼材并便于施工(特別是對(duì)特大斷面隧道初期支護(hù)較厚的情況)。這種結(jié)構(gòu)因?yàn)橛袖摻钛a(bǔ)充了混凝土抗拉強(qiáng)度不足的弊病，從而增強(qiáng)了噴射混凝土的承載能力(見圖28)。

(a) 側(cè)面立面

(b) E-E剖面

6 結(jié)論與討論

1)直接彈性抗力法極大簡化了支護(hù)結(jié)構(gòu)計(jì)算過程，能夠真實(shí)地反映隧道支護(hù)結(jié)構(gòu)的應(yīng)力狀態(tài)，并結(jié)合鏈桿支座拱、鉸支座拱模型，比較全面地概括了隧道支護(hù)施工可能產(chǎn)生的應(yīng)力狀態(tài)，充分證明隧道初期支護(hù)具有單獨(dú)承載的能力。

2)錨桿具有通過限制初期支護(hù)結(jié)構(gòu)側(cè)壁正位移、從而降低支護(hù)結(jié)構(gòu)內(nèi)力的作用，對(duì)提高支護(hù)結(jié)構(gòu)承載能力有重要影響。錨桿錨固力受施工組織多樣性、隧道圍巖復(fù)雜性等不確定因素影響嚴(yán)重，造成支護(hù)結(jié)構(gòu)應(yīng)力狀態(tài)是一個(gè)動(dòng)態(tài)的、不確定的客觀事實(shí)。因此，隧道初期支護(hù)結(jié)構(gòu)的設(shè)計(jì)計(jì)算模型可根據(jù)錨桿的作用方式概括為鏈桿支座拱、活動(dòng)鉸支座拱、彈性抗力兩鉸拱3個(gè)模型。

3)錨桿與初期支護(hù)的作用原理顯示，錨桿的錨固力與支護(hù)結(jié)構(gòu)所受的荷載及隧道斷面直徑成正比關(guān)系，這就決定了錨桿的設(shè)計(jì)施工參數(shù)應(yīng)隨時(shí)根據(jù)荷載變化以及開挖斷面而調(diào)整。

4)直接彈性抗力法可能是錨桿失效、圍巖呈現(xiàn)較大沉降的一種應(yīng)力狀態(tài)，拱部出現(xiàn)大偏心應(yīng)力，按照設(shè)計(jì)有關(guān)參數(shù)標(biāo)準(zhǔn)，隧道初期支護(hù)仍然可以確保安全。

5)結(jié)合某支護(hù)參數(shù)的計(jì)算，實(shí)現(xiàn)鋼架與噴射混凝土聯(lián)合承載的支護(hù)結(jié)構(gòu)的安全系數(shù)可達(dá)3.0以上，如果支護(hù)變形較大，噴射混凝土被破壞，型鋼鋼架單獨(dú)承載的安全系數(shù)約為1.1。

6)綜合3種模型計(jì)算結(jié)果，拱部中心夾角95°范圍內(nèi)支護(hù)結(jié)構(gòu)的應(yīng)力最大、最不利，可能成為大偏心應(yīng)力結(jié)構(gòu)； 而其他范圍的應(yīng)力相對(duì)穩(wěn)定、偏小，且始終為小偏心應(yīng)力狀態(tài)。過去整體式襯砌結(jié)構(gòu)的設(shè)計(jì)實(shí)踐為： 襯砌多數(shù)時(shí)候?yàn)樗鼗炷粒辉诙纯诨蛱厥獾刭|(zhì)地段的拱部配置配筋，拱與墻的分界一般為隧道中心夾角110°～120°。故建議對(duì)隧道初期支護(hù)結(jié)構(gòu)只在拱部設(shè)置“型鋼與格柵組合拱”鋼架，而邊墻少設(shè)置或不設(shè)置鋼筋的支護(hù)結(jié)構(gòu)深入研究。

7)隧道上一循環(huán)噴射混凝土結(jié)束后，下一循環(huán)何時(shí)可以開挖應(yīng)該有一個(gè)標(biāo)準(zhǔn)——噴射混凝土的早期強(qiáng)度及與之對(duì)應(yīng)的開挖進(jìn)尺和時(shí)機(jī)。

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