軟弱圍巖隧道變形特性及控制措施

祁寶貴

（中國國家鐵路集團有限公司，北京 100844）

中國是世界上隧道工程規模大、數量多和施工難度大的國家［1］。圍巖變形大、變形持續時間長、變形速率快等是軟巖隧道施工的難點。櫻井春輔［2］通過室內試驗給出了隧道節理巖體單軸抗壓強度與極限應變的關系。楊忠民等［3］揭示了隧道開挖埋深增大過程中位移和應力的變化規律。孫闖等［4］將收斂-約束法應用到高地應力軟巖巷道支護中，分析了隧道軟弱圍巖與支護結構的變形破壞特征。胡波等［5］基于數值模擬方法提出了節理巖體參數的確定方法。張妍珺等［6］基于收斂-約束法采用有限差分法分析了圍巖變形特征，并提出了變形曲線修正公式。

現階段對軟巖隧道大變形的支護措施及控制變形方法仍沒有統一的標準，支護結構設計及圍巖穩定性分析仍然是軟巖隧道的難題。本文以贛深鐵路廣東段銀瓶山隧道為工程背景，基于Hoek-Brown 屈服準則建立節理巖體應變軟化模型，通過FLAC 3D 進行不同工況的數值計算，分析應變軟化模型在隧道軟弱圍巖大變形分析中的適用性，并對支護結構設計進行優化。

1 節理巖體應變軟化模型

1.1 Hoek-Brown屈服準則

Hoek 和 Brown 基于 Griffith 的脆性斷裂理論，通過對室內巖石三軸試驗及現場試驗結果的統計分析，提出了Hoek-Brown 屈服準則，經過不斷改進與修正，在2002 年提出將爆破損傷和應力釋放對圍巖強度的影響考慮進巖體擾動系數D（取值范圍0～1）中，并對Hoek-Brown常數進行了修正。其表達式［7］為

式中：σ1，σ3分別為隧道圍巖破壞時的最大、最小主應力；σc為完整巖塊的單軸抗壓強度；mb為Hoek-Brown常數mi（反映巖體軟硬程度）的折算值；s，a均為巖體的Hoek-Brown常數。

式中，GSI為圍巖地質強度指標。

1.2 基于Hoek-Brown屈服準則的應變軟化模型

考慮巖體應變軟化時，彈塑性屈服準則為

式中：σθ為圍巖切向應力；σγ為圍巖徑向應力；η為巖體的應變軟化系數。

簡易應變軟化模型曲線如圖1 所示。當η=0時巖體處于彈性變形狀態；當0＜η＜η*（η*為巖體彈性變形達到峰值后的軟化系數）時巖體處于應變軟化狀態；當η＞η*時巖體處于殘余變形狀態。

在基于Hoek-Brown 屈服準則的應變軟化模型中，假定mb和s隨η線性衰減，則該應變軟化模型可以轉化為

圖1 簡易應變軟化模型曲線

式中：mp，mr分別為圍巖峰值地質強度指標、殘余地質強度指標對應的Hoek-Brown參數。

2 軟巖隧道圍巖變形特性數值模擬分析

2.1 工程背景

銀瓶山隧道位于廣東省東莞市，全長9 813.37 m，隧道長度為9 695.37 m。Ⅱ級圍巖段長5 120 m，占52.2%；Ⅲ級圍巖段長3 370 m，占34.3%；Ⅳ級圍巖段長920 m，占9.4%；Ⅴ級圍巖段長285.37 m，占3%。其中，研究區段K32+240—K34+180 段隧道圍巖為泥巖，地下水為構造裂隙水，富水性好，圍巖穩定性差。圍巖節理如圖2所示，隧道斷面尺寸如圖3所示。

圖2 銀瓶山隧道軟巖的節理

圖3 隧道斷面尺寸（單位：m）

2.2 參數的選取

根據對研究區段的勘測結果，圍巖峰值地質強度指標（GSIp）取44，圍巖殘余地質強度指標（GSIr）取26，mi取8，計算得到圍巖的力學參數，見表1。其中：E為隧道圍巖的彈性模量；ν為圍巖的泊松比；sp，sr分別為圍巖峰值地質強度指標、殘余地質強度指標對應的Hoek-Brown參數。

表1 圍巖力學參數

初始支護結構采用系統錨桿（長2.2 m，間距×排距為1.0 m×1.0 m）+噴射混凝土（厚0.15 m）組合支護。支護結構參數根據文獻［8］中公式計算得到，見表2。

表2 支護結構參數

2.3 模型的建立

數值計算模型見圖4。初始地應力P為7.5 MPa，側壓力系數λ為0.6。模型由179 820 個單元組成。初期支護依據實際工程情況模擬，不考慮二次襯砌的作用。

圖4 數值計算模型

2.4 計算結果分析

2.4.1 不同計算模型對分析結果的影響

分別采用基于Hoek-Brown 屈服準則的理想彈塑性模型和應變軟化模型計算得到全斷面開挖時圍巖縱向變形曲線、圍巖（支護）壓力曲線，見圖5。

圖5 圍巖縱向變形曲線、圍巖（支護）壓力曲線

由圖5（a）可知：采用基于Hoek-Brown屈服準則的應變軟化模型計算所得隧道軟弱圍巖變形量明顯大于彈塑性模型的計算結果。

由圖5（b）可知：隧道每循環開挖1.6 m 后施作初期支護時，彈塑性模型的圍巖壓力曲線與錨桿及混凝土的支護壓力曲線的彈性部分相交，說明采用彈塑性模型分析時錨桿及混凝土的支護強度能滿足要求；而應變軟化模型的圍巖壓力曲線未與支護壓力曲線的彈性部分相交，說明采用應變軟化模型分析時錨桿及混凝土的支護強度不能滿足要求。在實際工程中，軟弱圍巖具有明顯的應變軟化特征，所以在進行圍巖穩定性分析時，采用應變軟化模型更加符合實際情況。

2.4.2 隧道圍巖-支護相互作用

隧道斷面各監測點圍巖位移隨支護壓力變化曲線見圖6。可知：各監測點所需的支護壓力并不相同，頂部和底部所需的支護壓力要大于隧道肩部、邊墻和墻腳。所以在進行支護結構設計時，隧道的拱頂及底部需要更高的安全系數，以達到支護結構的穩定。

圖6 各監測點圍巖位移隨支護壓力變化曲線

2.4.3 支護方案

根據數值計算結果及現場實際情況（圍巖強度低，開挖過程中圍巖收斂變形大，支護結構出現破損現象），提出采用掌子面預加固與超前錨桿相結合的支護措施。先對掌子面預加固（采用直徑108 mm、長10 m 的玻璃纖維錨桿），施作超前錨桿（直徑19 mm、長2.2 m 的鋼錨桿）；再施作系統錨桿（直徑22 mm、長2.2 m）+噴射混凝土（C30混凝土厚15 cm）支護。支護方案如圖7所示。

圖7 支護方案示意

圖8 不同支護條件下隧道圍巖變形曲線

通過數值計算得到不同支護條件下隧道圍巖變形曲線，見圖8。可知：相對于無支護時，施作超前錨桿圍巖水平收斂可減小32%，掌子面預加固圍巖水平收斂可減小38%，說明采用該支護方案能夠滿足支護要求。

3 支護方案的實施與監測

3.1 施工方法

1）掌子面預加固

掌子面預加固采用玻璃纖維錨桿，利用錨桿鉆機根據預設錨桿孔參數向隧道掌子面內鉆取多個錨桿孔，插入預設長度的錨桿，注入填充材料［9-10］。隨后噴射C30 混凝土，厚25 cm，混凝土抗壓強度為28 MPa。

2）施作超前錨桿

采用超前支護控制拱頂位移及掌子面變形。超前支護為鋼拱架（型號HW175）+超前錨桿。采用YT-28型風鉆進行鉆孔，鉆孔達到設計深度后，利用高壓風清孔，清孔結束后采用風鉆將錨桿頂入，錨桿尾端外露長度適中。超前錨桿尾部焊接在鋼拱架外緣，成為一體。超前錨桿孔位鉆設偏差不超過10 cm。錨桿插入后再插入注漿管，注漿壓力為1.0～1.5 MPa［11-12］。當注漿壓力達到終壓不少于20 min，進漿量仍達不到注漿終量時，亦可結束注漿。注漿結束后，將管口封堵，以防漿液倒流管外。

3）錨噴支護

系統錨桿支護的間距×排距為0.8 m×0.8 m，長2.2 m；噴射混凝土厚15 cm。在平整的土坡面上由技術人員測出錨桿位置，并作出標記和編號，成孔傾角誤差不大于±3°。噴射混凝土施工前保持圍巖壁面平整。初期支護內的鋼筋網應牢固在圍巖上，鋼筋網片可用插入圍巖中的鋼筋固定，在噴射混凝土時應不出現振動。

3.2 現場監測

現場在銀瓶山隧道拱頂、拱肩和墻腳布設監測點，監測曲線見圖9。可知：采用該支護方案后圍巖最大變形量控制在10 cm 范圍內，與數值計算結果基本吻合，取得了理想的支護效果。

圖9 隧道斷面變形監測曲線

4 結論

1）在實際工程中，軟弱圍巖具有明顯的應變軟化特征，采用基于Hoek-Brown 屈服準則的應變軟化模型計算所得的隧道軟弱圍巖變形量明顯大于采用理想彈塑性模型的計算結果。應變軟化模型的計算結果與現場實測結果比較吻合。

2）根據隧道開挖過程中軟弱圍巖變形量較大的實際情況，提出掌子面預加固及超前錨桿相結合的支護方案，取得良好效果。