深埋軟巖隧道不同施工工法力學效應分析

崔 嵐， 張 威， 申俊敏， 鄭俊杰

( 1. 華中科技大學 土木工程與力學學院， 湖北 武漢 430074;2. 山西省交通科學研究院 黃土地區公路建設與養護技術交通行業重點實驗室， 山西 太原 030006 )

深埋隧道埋深大，圍巖地應力大，相應地，支護結構承受的荷載也較淺埋隧道大。目前，對于深埋隧道施工方面的研究主要包括深埋隧道圍巖穩定性及其與支護結構的相互作用。靳曉光等[1]通過有限元數值模擬分析了深埋隧道開挖過程中圍巖與支護結構的受力與變形；趙勇等[2]對深埋隧道軟弱圍巖支護體系受力特性進行了試驗研究；郭啟良等[3]針對烏鞘嶺長大深埋隧道支護結構破壞等現象探討了圍巖變形與地應力之間的關系。

軟弱圍巖強度較低，在隧道開挖過程中圍巖易發生松弛和失穩等問題。目前，對于軟巖隧道的研究著重于討論軟巖條件下隧道的施工力學性態。孫鈞和朱合華[4]，王偉鋒和畢俊麗[5]，周太全等[6]，佘健和何川[7]對軟弱圍巖隧道施工過程進行了數值模擬，分析了圍巖和支護結構的非線性力學行為及應力場、位移場的分布情況，并對不同施工方案進行了比選優化。

由此可見，目前關于深埋隧道的研究，主要是針對圍巖與支護結構相互作用進行分析，而對不同施工工法力學效應的研究卻不夠完善。關于軟巖隧道，多是針對埋深不大時的施工力學效應進行分析。中條山隧道洞身YK9+450～YK10+560段為斷層影響帶，巖體軟弱破碎，最大埋深達到540 m。因此，該段同時具備軟巖和深埋的不利條件。本文采用有限差分軟件FLAC3D，模擬中條山隧道YK9+450～YK10+560的開挖過程。在支護結構類型和參數一致的情況下分析了四種工法(即全斷面法、臺階法、預留核心土法、單側壁導坑法)的空間力學效應及其與支護結構的相互作用，并選擇出合理的工法。

1 工程概況

中條山隧道位于山西省境內，右幅全長9671 m(YK5+679～YK15+350)，左幅全長9670.942 m(ZK5+676.108～ZK15+347.050)，隧道最大埋深為681 m，屬于深埋特長公路隧道。研究區段取洞身YK10+100～YK10+160段，該區段為V級圍巖區域(斷層破碎帶)，埋深為505～512 m，附近為太古界涑水群花崗片麻巖、黑云斜長片麻巖、巖石破碎、中風化，總體工程地質條件差。根據相關規范[8]對圍巖強度比Gn的規定，可判斷該區段屬于高地應力地段。

隧道襯砌按新奧法原理設計。對于隧道洞身Ⅴ級斷層影響帶及軟弱破碎圍巖段支護結構，超前支護采用42×4 mm注漿小導管超前預加固圍巖，長4.5 m、環向間距35 cm、搭接長度1.3 m、每環37根；I20a型鋼鋼拱架支護，縱向間距75 cm，每榀鋼拱架之間采用Φ22鋼筋連接；系統錨桿采用D25中空注漿錨桿，長3.5 m、間距75 cm(縱)×100 cm(環)，與鋼拱架交錯布置；鋪設Φ8(15×15cm)鋼筋網；噴射26 cm厚 C25早強混凝土；二次襯砌和仰拱均為C30鋼筋混凝土結構，厚50 cm。鎖腳錨桿采用Φ42注漿導管，在拱腳和墻腳處分別打設雙排鎖腳錨桿，其端部與鋼架焊接牢固。

2 施工過程模型建立

采用不同工法施工時隧道網格劃分如圖1所示。當采用全斷面法、預留核心土法、臺階法施工時，隧道網格劃分如圖1(a)所示，由于隧道結構左右對稱，僅考慮半結構；當采用單側壁導坑法施工時，隧道網格劃分如圖1(b)所示，由于左右開挖步序不對稱，須考慮全結構。隧道實際埋深為500 m，模型埋深均取80 m，在高應力地段，構造應力場的作用不容忽視，因此，初始地應力平衡時，為模擬深埋隧道初始地應力真實情況，采用李仲圭[9]等提出的快速應力邊界法(S-B法)進行模擬：在模型底部施加垂直應力設為20 MPa，在模型頂部施加等效垂直應力10 MPa，在四周施加相同水平應力，由模型底部到頂部線性變化，平衡后，最大初始垂直應力約為13.5 MPa，最大初始水平應力約為22.3 MPa，與勘察資料及規范[10～12]相符。

(a) (b)圖1 采用不同工法時隧道網格剖分

計算時，二次襯砌混凝土及仰拱采用殼單元(shell)模擬，系統錨桿采用錨索單元(cable)模擬，超前導管和鎖腳錨桿采用樁單元(pile)模擬，初襯及巖體采用實體單元模擬，其中將初襯視為線彈性材料，其彈性模量由等效方法(即求出鋼支撐與混凝土的復合模量)得到，假定V級圍巖遵循Mohr-Coulomb屈服準則。圍巖、初砌、錨桿和超前導管等相關計算參數依據室內試驗和工程地質報告提供的數據取值，各材料參數見表1。

表1 材料參數匯總表

全斷面法、臺階法、預留核心土法和單側壁導坑法的施工過程如圖2所示。臺階法分上下斷面開挖，臺階長度為18 m。預留核心土法臺階長度為18 m，核心土長度為6 m。單側壁導坑法先行導坑長度均為6 m，左導坑與右導坑間距16 m。各種工法循環進尺均為2 m。由于圍巖變形較大、流變特性明顯，須加強初期支護并及早施作仰拱及二襯，因此四種工況均是在開挖一步后即施作初襯，初襯成環后間隔2 m即施作仰拱襯砌，間隔6 m施作全斷面二襯。在模擬過程中，支護的施作時機由應力釋放率控制，并應用Mana[13]提出的由挖去單元所產生的釋放荷載節點力向量提取等效釋放荷載向量的方法。即考慮隧道開挖的時空效應，對應每一次開挖步，當剛剛開挖到隧道某個位置時，初襯在這個位置成環時和仰拱或二襯到達這個位置時，依次釋放其不平衡力的30%，40%和30%。

圖2 不同工法施工

3 圍巖變形分析

3.1 開挖過程中圍巖位移變化

選取中間斷面(y=50 m)為目標斷面，監測點位置如圖3所示，其中監測點1記錄拱頂沉降、監測點2記錄拱腳處水平收斂位移、監測點3記錄仰拱隆起，收斂位移為正值時表示位移方向指向洞壁內。四種工法的拱頂沉降、收斂位移、仰拱隆起時程曲線分別如圖4～圖6所示。

圖3 監測點位置

圖4 拱頂沉降隨開挖步變化曲線

圖5 收斂位移隨開挖步變化曲線

圖6 拱底隆起隨開挖步變化曲線

由圖4～圖6可知，采用單側壁導坑法與采用全斷面法施工時圍巖變形區別顯著。采用單側壁導坑法施工時，開挖完至穩定后，拱頂沉降、收斂位移與仰拱隆起分別為5.7 cm、4.8 cm和14.3 cm；采用全斷面法施工時相應位移分別為18.1 cm、16.5 cm和39.4 cm。

由此說明在高地應力條件下采用全斷面法施工時，由于釋放應力大，引起圍巖變形最大；相應地，單側壁導坑法引起圍巖變形最小。另外，采用預留核心土法時的拱頂沉降和收斂位移比采用臺階法時分別減小約11%和24%，兩者的拱底隆起基本相同。說明核心土增設僅對上半斷面的圍巖變形產生控制作用。

圖4～圖6還顯示，采用不同工法時，仰拱隆起最大，拱頂沉降次之，但均大于收斂位移，與文獻[14]中提出的“軟巖隧道在高地應力條件下的最大變位方向與最大主應力方向存在相互垂直關系”的變形規律相符合。因此，仰拱變形量應作為深埋軟巖隧道圍巖失穩的重要判據之一。

3.2 掌子面前方位移變化

不同工況下開挖至典型斷面(y=50 m)時，掌子面前方拱頂沉降變化曲線以及掌子面內空位移曲線分別如圖7和圖8所示。

圖7 掌子面前方拱頂沉降與距離關系曲線

圖8 掌子面內空位移

由圖7可知，由于開挖面的空間約束效應，圍巖位移與應力逐步釋放，掘進面開挖導致前方土體受到一定擾動，采用臺階法、預留核心土法和單側壁導坑法施工時，掌子面前方影響范圍約為1.2倍洞跨；采用全斷面法施工時約為1.7倍洞跨。然而在掌子面后方，采用全斷面施工時位移收斂速度最快，拱頂沉降約在掌子面后方10 m達到穩定；采用臺階法與預留核心土法施工時，約在20 m處達到穩定；單側壁導坑法由于施工工序繁多，在掌子面后方約30 m處才達到穩定。由此推知，采用全斷面施工時前方土體所受影響大，由于開挖完后立即施加支護，掌子面后方土體拱頂沉降迅速收斂，其對后方土體影響較小；相反，采用單側壁導坑法施工時，對前方土體擾動較小，而對后方土體擾動大。另外，圖7表明，在控制前方土體穩定性方面，采用預留核心土法與單側壁導坑法施工時相差并不大，在掌子面前方約4 m以外，兩者引起的超前沉降基本是相同的。

掌子面內空位移是指掌子面沿隧道軸線向臨空面的位移，反映了隧道開挖面前方土體的穩定性。由圖8可知，采用全斷面法施工時內空位移最大，在軸線附近達到了93.3 cm，因此，在深埋軟巖中采用全斷面法施工時掌子面前方土體易發生失穩坍塌現象；采用臺階法時最大內空位移達到27.9 cm；預留核心土法與臺階法相比，核心土的留設使得掌子面前方圍巖處于三向受壓狀態，最大內空位移比后者減小了6%。從圖8還可看出，采用預留核心土法與單側壁導坑法施工時，最大內空位移僅相差1.6 cm。因此，從施工的復雜程度和經濟利益方面考慮，預留核心土法更適合于深埋軟巖隧道的施工。

4 支護結構受力分析

各工法開挖至穩定后，y=50 m斷面初襯及二襯最大拉應力與壓應力大小以及發生位置見表2。不同位置錨桿受力見表3。

表2 初襯及二襯受力 MPa

表3 錨桿軸力匯總 kN

注：負號表示錨桿受壓。

表2顯示，初襯受力較二襯大，主要由于模擬過程中初襯由鋼支撐與初噴混凝土復合而得，加之為了提高圍巖自穩能力，初襯在開挖完一步即施加，與圍巖共同作用形成承載拱，故初襯承受荷載較二襯多。

表2和表3顯示，采用單側壁導坑法及全斷面法施工時支護結構受力較大；其中，采用單側壁導坑法時二襯最大壓應力高達31.8 MPa，此時二襯在墻腳處已被壓壞，超出相關規范[15]規定的強度范圍。分析其原因，對于單側壁導坑法，可能與開挖工序較多、對洞壁巖體擾動大有關；而對于全斷面法，可能與釋放應力較大導致支護結構承載較大有關。

從表2還可看出，二襯在拱底處易被拉壞，在墻腳處易被壓壞，初襯最大拉應力也主要發生在拱底部位。表3顯示，前三種工法墻腳處鎖腳錨桿均受到壓應力作用，說明墻腳處土體有向外擠壓的趨勢，由之前分析知仰拱隆起嚴重，可推知，隧道豎向應力對支護結構影響較強，水平應力對支護結構影響較弱。

5 圍巖受力分析

各工況開挖至穩定后，典型斷面(y=50 m)塑性區域分布如圖9所示。

圖9 各工況塑性區域

由圖9可知，全斷面法施工產生塑性區域最大，單側壁導坑法最小。臺階法拱底處塑性區域分布最廣，另在拱腳處塑性破壞也較為顯著，預留核心土法塑性分布區域與臺階法類似但是分布較小；采用單側壁導坑法施工時墻腳處較其他工法穩定，左側的塑性區域大主要由于左側導坑先行開挖，支護結構施加之后與圍巖共同作用使得塑性范圍增加。

臺階法和預留核心土法開挖時，拱腳與邊墻部分均產生較大塑性應變，其原因主要是由于臺階較長，開挖上斷面時，大部分應力在拱腳處集中，小部分應力被轉移到隧道圍巖深部。各工況仰拱產生塑性區域均最大，仰拱部位產生應力集中可能與高應力條件、施工工法選擇以及隧道開挖斷面形狀有關。

6 結 論

(1)從圍巖變形及受力方面分析，單側壁導坑法最優，預留核心土法和臺階法次之，采用全斷面法時產生位移最大，塑性區分布最廣。

(2)在深部軟巖施工過程中，采用預留核心土法和單側壁導坑法對前方土體穩定性影響均較小；另外，單側壁導坑法支護結構受力在開挖過程中將承受較大的圍巖壓力，而采用預留核心土法時，支護結構受力最小。因此，綜合考慮，預留核心土法更適合在軟巖深埋隧道中的施工。

(3)各工況仰拱均產生較大塑性區域，仰拱隆起與拱頂沉降、收斂位移相比最大，說明在高應力條件下仰拱變形不容忽視，也應作為圍巖穩定判據的關鍵因素之一。

(4)在深埋軟巖中開挖時，盡管隧道上方形成承載拱，但由于圍巖自穩能力差，支護體系仍承受較大的荷載，豎向應力對支護結構影響較強，水平應力對支護結構影響較弱。仰拱隆起很大，而邊墻處土體有向外擠壓趨勢，導致初襯及二襯在仰拱處易被拉壞，在墻腳處易被壓壞。

[1] 靳曉光, 李曉紅, 楊春和, 等. 深埋隧道圍巖-支護結構穩定性研究[J]. 巖土力學, 2005, 26(9): 1473-1476．

[2] 趙 勇, 劉建友, 田四明, 等. 深埋隧道軟弱圍巖支護體系受力特征的試驗研究[J]. 巖石力學與工程學報, 2011, 30(8): 1664-1670．

[3] 郭啟良, 伍法權, 錢衛平, 等. 烏鞘嶺長大深埋隧道圍巖變形與地應力關系的研究[J]. 巖石力學與工程學報, 2006, 25(11): 2194-2199．

[4] 孫 鈞, 朱合華. 軟弱圍巖隧道施工形態的力學模擬及分析[J]. 巖土力學, 1994, 15(4): 20-33．

[5] 王偉鋒, 畢俊麗. 軟巖淺埋隧道施工工法比選[J]. 巖土力學, 2007, 28(s1): 430-436．

[6] 周太全, 華 淵, 連俊英, 等. 軟弱圍巖隧道施工全過程非線性有限元分析[J]. 巖土力學, 2004, 25(s2): 338-342．

[7] 佘 健, 何 川. 軟弱圍巖段隧道施工過程中圍巖位移的三維彈塑性數值模擬[J]. 巖石力學與工程學報, 2006, 25(3): 623-629．

[8] JTG D70-2004, 公路隧道設計規范[S].

[9] 李仲奎, 戴 榮, 姜逸明. FLAC3D分析中的初始應力場生成及在大型地下洞室群計算中的應用[J]. 巖石力學與工程學報, 2002, 21(s2): 2387-2392．

[10] GB 50218-94, 工程巖體分級標準[S].

[11] 張永雙, 熊探宇, 杜宇本, 等. 高黎貢山深埋隧道地應力特征及巖爆模擬試驗[J]. 巖土力學與工程學報, 2009, 28(11): 2286-2294．

[12] 關寶樹. 隧道工程設計要點集[M]. 北京: 人民交通出版社, 2003．

[13] Mana A I, Clough G W．Prediction of movements for braced cuts in clay[J]. Journal of Geotechnical Engineering Division, 1981, 107(6): 759-777．

[14] 張志強, 關寶樹. 軟弱圍巖隧道在高地應力條件下的變形規律研究[J]. 巖土工程學報, 2000, 22(6)：696-700．

[15] GB 50086-2001, 錨桿噴射混凝土支護技術規范[S].