強風化花崗巖隧道二次襯砌支護時機研究

楊平 張成良 邱堅 葉丹勇 趙任旭 李鵬

(1.昆明理工大學公共安全與應急管理學院 昆明 650093； 2.昆明理工大學國土資源工程學院 昆明 650093； 3.云南升盟工程咨詢有限公司 昆明 650217)

0 引言

在實際工程施工中針對不同的地質圍巖條件和施工方法，合適的支護時機非常重要。恰當的支護時機，可以讓圍巖與支護體系形成一個承載共同體，使襯砌承受最好的力。PANET M[1]提出了收斂極限法，通過反演分析拱頂沉降及水平收斂位移值，確定應力釋放率，從而選擇支護時機；楊紅軍等[2]進行了半解析計算分析，針對不同圍巖等級分別給出了相應支護時機；王中文等[3]將公式與數據相結合，求出擬合方程從而得出圍巖變形規律。聲發射在測定圍巖穩定性中逐漸廣泛應用起來，是用來探究巖石損傷演化機理的一種關鍵手段[4]，RUDAJEV V等[5]通過壓縮試驗分析總結出巖石試件AE參數的分布規律與破壞過程之間的聯系；張艷博等[6]通過對自然花崗巖做單軸壓縮實驗，總結了花崗巖破裂過程聲發射變化規律特征；趙康等[7]運用RFPA 2D軟件，對各種巖石在施加點荷載時聲發射時頻特征、尺寸效應關系做了研究。聲發射評價巖體內部活躍情況從而分析其穩定性在礦山中得到廣泛應用，在隧道圍巖穩定性分析中也開始應用起來[8]。受材料非均質性的影響，巖石的尺寸效應的研究，在工程中逐漸得到重視。

許多學者都是利用圍巖位移或應力釋放來選擇支護時機的，但忽略了巖體內部破壞損傷機理，往往具有局限性，因此僅利用圍巖位移和應力釋放來判斷巖體穩定性是單一的、不全面的，需要結合圍巖內聲發射能量和個數的變化，綜合評判圍巖穩定性，從而選擇更合適的支護時機。

本文應用RFPA軟件考慮尺寸效應，研究不同試件及隧道模型，在位移加載下的變形破壞和應力變化規律及聲發射能量信息，分析總結得出規律，并通過隧道現場聲發射、應力位移監測信息比較，綜合判定強風化花崗巖的二襯支護時機，并在施工現場進行驗證，為實際工程施工提供指導意義。

1 工程地質概況

梁河隧道屬于淺埋隧道，隧址位于騰沖—梁河弧形構造帶與檳榔江弧形構造帶復合部位，地形地貌及地層分布主要受大盈江斷裂控制。大盈江斷裂形成于古生界，至新構造期又復活，在第四系時活動強烈，并引發多次地震。其次級斷裂控制了侵入巖、變質巖的分布，使局部地段巖性變化大，工程地質條件差異明顯。總體上，隧址區區域斷裂發育，地質條件復雜，在區域斷裂破碎帶的影響下，隧道圍巖以V級全～強風化黑云母花崗巖為主，膠結程度差，巖體裂隙發育，在主要節理裂隙及次生風化裂隙的共同切割作用下多呈碎塊狀、塊狀結構，局部位置呈碎裂狀、鑲嵌碎裂狀結構巖體。

2 數值模擬與分析

為確定強風化花崗巖的支護時機，需要掌握巖體的應力、應變過程及其破壞特征，采用RFPA軟件建模分析，建立不同尺寸的巖樣、巖體和隧道模型，考慮尺寸效應對巖樣強度和應力的影響，尋求不同尺寸條件下試樣應力、聲發射變化規律及差異性，從而使分析更準確，并結合現場監測信息綜合確定出二襯支護的時機。

2.1 巖樣尺寸數值分析

本實驗取H/D=2的圓柱體巖樣模型，模型尺寸分別為50 mm×100 mm、75 mm×150 mm、100 mm×200 mm、150 mm×300 mm、200 mm×400 mm，每組實驗參數依照強風化花崗巖室內實驗得出的巖石力學參數為依據，內摩擦角為35.5°，壓拉比為10，拉變系數取1.5，泊松比μ為0.25，均質度取3，細觀平均值取70，強度折減系數取0.01，采用單軸壓縮方式，每步加載位移量△S=0.002 mm，單元網格數為100×200，其單元體泊松比及彈性模量等力學參數服從Weibull函數分布，采用摩爾-庫倫破壞準則，分析模型破壞過程。

2.1.1 不同巖樣尺寸應力-應變分析

巖樣應力-應變關系見圖1、巖樣峰值應力-尺寸變化關系見圖2。

圖1 巖樣應力-應變關系曲線

圖2 巖樣峰值應力-尺寸變化關系曲線

由圖1可知彈性模量隨巖石尺寸的增大而減小，巖樣中微裂隙就會增多，從而導致巖石的彈性模量減小，細觀缺陷的增多導致非均質性增大是尺寸效應的重要原因，峰值強度隨巖石尺寸的增大而減小，巖石破壞由塑性破壞轉變為脆性破壞。由圖2可知隨著尺寸增大,多組試件的強度越來越趨向于穩定，而大于這一尺寸范圍時,其強度基本保持一個較為穩定的值。

2.1.2 不同巖樣尺寸破壞及聲發射分析

不同巖樣尺寸破壞及聲發射分別見圖3、圖4。

50 mm×100 mm 75 mm×150 mm 100 mm×200 mm 150 mm×300 mm 200 mm×400 mm

50 mm×100 mm 75 mm×150 mm 100 mm×200 mm 150 mm×300 mm 200 mm×400 mm

由圖3可知在單軸加載過程中，當巖樣的高度變大時，其中部的應力區就越接近于一維應力狀態，破壞基本上開始沿左下角區域開始剪切破壞；當巖樣高度變小時，其整體都會受到三維應力區的約束，破壞形式就更為復雜，在巖石的破壞形式上，為裂紋破壞和剪切破壞。

圖4中圓圈所處的位置代表聲發射的位置，光圈的大小表示聲發射能量的相對大小，深色光圈代表拉破壞，白色光圈表示剪破壞。隨著加載步的進行，巖石內部顆粒之間的摩擦或裂紋的張開，聲發射不斷增加，對比巖石破裂位置可知，聲發射數同巖石的裂紋擴展部位相一致。由圖4可知150 mm×300 mm和200 mm×400 mm巖樣破裂單元最少，75 mm×150 mm次之，50 mm×100 mm最多，說明聲發射活躍性隨巖石高度增大而降低，小巖樣試件聲發射能量大于大巖樣試件聲發射能量，可以看出大試件巖樣內部晶粒多，儲存彈性勢能多，更能抵抗破壞。其中50 mm×100 mm和100 mm×200 mm試件深色光圈較多，以拉破壞為主，150 mm×300 mm和200 mm×400 mm白色光圈多，以剪切破壞為主，小試件深色光圈較多，以拉破壞為主；從試件破壞圖可以看出，小試件以橫向裂隙和局部剪切破壞為主，大試件以剪切為主。

2.1.3 不同巖樣尺寸損傷-應變分析

巖樣損傷-應變曲線見圖5。

圖5 巖樣損傷-應變曲線

由圖5可知損傷-應變曲線大概分為4個階段：最初等速增加階段、緩慢增長階段、減少階段和急速增長階段，所有試件在最初塑性應變階段，損傷在這區域內是急劇增加的，隨著應變的增加在接近峰值時，巖體的損傷增加速率隨應變的增加而不斷減小，高度較小的試件，塑性更大，尺寸大的試件在徹底破裂時，相應的應變比小試件小，表明大試件塑性階段相對較短，脆性破壞更為明顯。由圖可以看出隨著試件尺寸的增大，當應變達到0.12范圍內時，發生脆性破壞，襯砌支護的施作應在塑性階段。

2.2 巖體尺寸模型設計與結果分析

實驗選取的力學參數與巖樣模型相同，取5組巖體試樣模型，尺寸分別為3 m×6 m，6 m×12 m，9 m×18 m，12 m×24 m，15 m×30 m，采用豎向位移加載，△S=0.003 mm，單元網格數都為100×200，其單元體的泊松比及彈性模量等力學參數服從Weibull函數分布，采用摩爾-庫倫破壞準則為依據，分析模型破壞過程。

2.2.1 不同巖體尺寸應力-應變分析

巖體應力-應變關系見圖6，巖體峰值應力-尺寸變化關系見圖7。

圖6 巖體應力-應變關系曲線

圖7 巖體峰值應力-尺寸變化關系曲線

隨著尺寸增大,其內部缺陷增多，巖體的尺寸效應明顯突出。從圖6和圖7可以看出巖體應力-應變關系曲線可知，破壞前斜率隨著巖石試樣高度減小而減小，彈性模量逐漸變小，且峰值強度也略有下降，對比圖1巖樣應力-應變曲線可知，峰后階段，曲線相對光滑均勻，體現出巖體的脆性破壞更突出。

2.2.2 不同巖體尺寸破壞及聲發射分析

不同巖體尺寸破壞及聲發射情況見圖8、圖9。

3 m×6 m 6 m×12 m 9 m×18 m 12 m×24 m 15 m×30 m

由圖8可以看出小試件多出現裂紋，且分布較散，為多裂隙拉伸破壞，由于泊松效應的存在，隨試件高度的增加，模型形成以中間區域為主裂紋的偏軸向劈裂和剪切破壞。

3 m×6 m 6 m×12 m 9 m×18 m 12 m×24 m 15 m×30 m

如圖9所示，聲發射圈出現的位置與巖體破裂位置大致重合，由光圈顏色可知，小巖體白色光圈為主，大巖體深色光圈為主，隨著巖體尺寸增大由拉破壞逐步過渡到剪破壞，相比巖樣試件的聲發射破壞能量而言，巖體的圓圈增多，能量也變大，說明了巖體的破壞損傷更大，對比巖樣試件聲發射破壞圖，在相同加載步下，巖體的聲發射破壞信息提前與巖樣試件，說明隨著試件尺寸增大，破壞損傷就越提前。

2.2.3 不同巖樣尺寸損傷-應變分析

巖體損傷-應變曲線見圖10。

圖10 巖體損傷-應變曲線

由圖10曲線可知巖體試件高度越小，在最初所發生的損傷曲線就越平緩，波動性較小，說明其塑性越大。在峰值強度之前不同高度的巖石試件所達到的損傷值相差不大。在達到峰值強度時巖石試件的損傷會劇增，但高度的巖石試件損傷增加會稍微緩慢，隨著尺寸的增加，當應變在0.13左右時，大試件發生脆性破壞，結合應力-應變曲線可知，襯砌的施作應在脆性破壞前。

2.3 隧道模型設計與結果分析

由于隧道的圍巖壓力主要為松動壓力和形變壓力，應用RFPA軟件模擬隧道開挖立即施作初期支護后，從不同臺階開挖到仰拱施作完成期間圍巖應力、聲發射隨臺階開挖施工的影響變化規律，并考慮邊界效應影響，隧道模型左右邊界距離不少于2.5倍隧道半徑，隧道跨度11.8 m，隧道仰拱距離邊界底部不少于3倍隧道高度。隧道模型如圖11所示，隧道應力見圖12。

現場對進口右幅YK37+048—YK37+055段和YK37+075—YK37+082段及出口右幅YK37+405—YK37+412段3段淺埋圍巖在臺階開挖下應力及破壞進行研究，3段圍巖級別均為V級，各段埋深分別為32 m、33 m、36 m，各段的圍巖參數如表1所示。

剪應力 最大主應力

表1 各段圍巖參數

由圖12中剪應力圖和最大主應力圖可知，拱頂和仰拱先后出現了斷裂，說明在隧道開挖卸荷后，應及時施作初期支護，從應力變化圖可以看出在拱肩和拱腰這兩個部位產生了應力集中的現象，隧道拱肩部位的應力會跟著上臺階開挖卸荷的影響不斷向拱腰偏移，在拱腰部位出現明顯的應力集中效應，所以拱腰處的應力大于拱頂和拱肩，最后中、下臺階開挖及仰拱施作，邊墻處的塑性區范圍逐漸增大并與拱腳處塑性區產生貫通連接。

3 現場應力、聲發射監測

隧道的施工方法為三臺階七步開挖法，現場采用應力計和聲發射檢測計對開挖后立即施作初支后的掌子面，在不同臺階開挖步驟施工過程中圍巖的應力和聲發射進行監測，分析開挖過程中拱頂、拱腰的應力釋放與聲發射變化規律，并與模擬分析對比，確切提出二襯支護時機。

3.1 隧道圍巖應力監測

圍巖應力監測曲線見圖13。

(a)YK37+050段 (b)YK37+075段 (c)YK37+125段

三段圍巖分別位于進口右幅和出口右幅，最大應力小于32 kN，且應力大小為右拱腰>拱頂>左拱腰，與RFPA數值模擬一致，說明了RFPA模擬的可靠性。進口段圍巖穩定性和完整性相對要差，承受的應力更大，主要原因是受壓扭性構造作用，巖體賦存了一定的水平地應力，監測結果和規律呈現出一定的方向性。如圖13應力監測顯示各圍巖段第1～6 d處于上臺階開挖階段，由于開挖卸荷作用，各部位應力增長過快，7～12 d受中、下臺階開挖并進行仰拱施工影響，應力逐漸移動，拱腰處出現應力集中現象，隧道開挖約16 d后，應力保持基本穩定，變化速率近乎為零，由此可以推斷二襯施作時機約為15 d。

3.2 隧道斷面聲發射

能量-時間聯合圖見圖14。

由圖14可知聲發射表現是1～6 d內隨上臺階開挖后能量大、事件多、巖體應力擾動和調整頻繁，7～14 d期間隨著中、下臺階開挖及仰拱成環后，能量減小、大事件變少，表現為巖體處于比較穩定狀態，因此可知二襯施作時機約為15 d左右。

4 工程驗證

各段二襯接觸壓力見圖15。

(a)YK37+050段 (b)YK37+075段 (c)YK37+125段

(a)YK37+050段 (b)YK37+075段 (c)YK37+125段

YK37+048—YK37+055段二襯在現場施工時間為2019年7月29日，約為初期支護后的16 d左右，圖15(a)可以看出在二襯施作后，襯砌壓力在前7d呈線性緩慢增長，之后趨于平穩；YK37+075—YK37+082段二襯的施作時間為8月19日，約為初期支護后的15 d左右。從圖15(b)可以看出襯砌壓力在前10天近似線性增長，且增長速率與圖15(a)大概一致，之后進入平穩階段；YK37+122—YK37+130段二襯施作時間為9月20日，約為初期之后的15 d左右。圖15(c)可以看出二襯壓力在前8天成線性增長，增長速率與圖15(a)、圖15(b)相比略有緩慢，之后便趨于穩定。現場調查以上3段隧道地段在二襯施作后均無裂縫、變形、鼓包等現象。綜合以上數據分析及現場驗證證明，初支完成大概15～16 d后，此時施做二襯支護是合理的。

5 結論

(1)由RFPA`軟件模擬可以看出，試件尺寸越大，巖體破壞由塑性破壞趨向脆性破壞，聲發射能量提前達到峰值。

(2)試件的峰值強度隨尺寸的增大而減小，并逐漸趨于某一值。

(3)通過RFPA隧道模型數值模擬看出拱肩、拱腰部位出現應力集中現象，通過現場應力監測分析驗證了RFPA的可靠性，再結合現聲發射監測信息，綜合判斷得出支護時機。