考慮巖體膨脹效應的高地應力軟巖隧道穩定性控制研究
——以米林隧道為例

陶 琦

(中鐵十九局集團第六工程有限公司, 江蘇 無錫 214028)

0 引言

軟巖是指在特定地質環境條件下能夠產生顯著的可塑性變形的軟弱巖體力學介質[1-2]。對于穿越深部高地應力軟弱地層的隧道,由于深部巖體突出的“高溫、高地應力與高滲透壓”地質特征,隧道施工過程中軟巖大變形頻發,加劇了隧道開挖與支護難度,是隧道工程中亟需解決的關鍵問題[3-4]。明確深部軟巖隧道圍巖壓力演化機制,制定有效的軟巖大變形關鍵控制技術,對于隧道穩定與安全建設具有重大意義。

目前,已有眾多國內外學者對此展開了研究并取得了一定有益成果。在軟巖大變形產生機制研究方面,劉志春等[5]基于隧道大變形實測數據指出,高地應力作用下圍巖對支護結構的作用力以形變壓力為主; 何滿潮等[6]通過泥質軟巖吸水試驗,指出泥質軟巖隧道產生大變形的主要原因在于軟巖吸水膨脹變形; Cao等[7]、韓常領等[8]、李磊等[9]、Yang等[10]通過分析地應力對支護結構的擠壓作用機制,得出擠壓大變形隧道圍巖對支護的作用以形變壓力為主的結論; 孟陸波等[11]基于大量高地應力軟巖隧道變形案例,在形變壓力作用機制下,對誘發非對稱大變形的因素進行分析,并在此基礎上提出了非對稱擠壓大變形的優化分級法; Anagnostou[12]從圍巖變形產生機制角度出發,將大變形歸結為圍巖卸荷應力重分布而引發的塑性變形及圍巖吸水膨脹大變形。

在軟巖大變形控制技術研究方面,Bonini等[13]對穿越極軟頁巖和片巖地層的法國Saint Martin La porte 隧道擠壓大變形進行研究,提出了“掌子面超前核心土預加固+長錨桿+全斷面可伸縮性鋼拱架+初期支護”的軟巖多重聯合支護技術,并取得成功應用; 李國良等[14]依托穿越高地應力極軟千枚巖地層的烏鞘嶺隧道,針對隧道嶺脊段所發生的大變形現象,制定了“短臺階+超前小導管+錨桿+重型鋼拱架+橫向鋼管+適時二次襯砌”的復合支護系統; 文獻[15-17]在探明木寨嶺隧道軟巖大變形的巖體流變機制基礎之上,提出圍巖變形分階段控制思想,形成了超前注漿小導管+錨網噴+高剛度拱架的綜合控制技術; 文獻[18-19]通過現場試驗對西成高鐵阜川隧道軟巖大變形控制技術進行研究,提出了雙層鋼拱架支護與噴射混凝土封閉的圍巖變形支護技術并取得成功應用。

基于以上分析,對于軟巖隧道大變形產生機制與控制技術研究,大多學者僅考慮圍巖的擠壓作用。對于穿越高地應力膨脹軟巖地層的深埋隧道,由于隧道圍巖開挖荷載的作用,導致圍巖卸荷,產生自由面,圍巖濕度發生變化,進而引發圍巖產生嚴重的擠壓變形與膨脹變形。因此,對于穿越該特殊類型地層的隧道,在圍巖對支護結構的作用力中,形變壓力與膨脹壓力占主導地位,而現有研究在支護設計中往往僅考慮形變壓力而忽略或低估了膨脹壓力的作用,因此存在一定局限。

本文以米林隧道為工程依托,基于巖體彈塑性力學,推導出巖體膨脹壓力方程,結合卡斯特納爾算式,建立隧道開挖斷面變形與塑性區半徑之間的函數解,從而確定以斷面徑向位移為自變量的膨脹壓力與形變壓力函數式,采用收斂-約束法繪制出考慮膨脹壓力的圍巖特征曲線與初期支護特征曲線,分析圍巖與支護結構的相互作用規律,確定二次支護的合理支護參數。通過理論分析、數值模擬與現場應用多方面驗證支護方案的安全性。

1 米林隧道軟巖大變形特征

1.1 工程概況

米林隧道位于林芝市米林縣扎繞鄉,進口里程為D2K378+111,出口里程為D2K389+671,隧址區位于念青唐古拉山與喜馬拉雅山之間的藏南谷地高山區。隧道最大埋深為1 200 m,洞身主要穿越砂質泥巖、英安巖、黃泥巖等地層。隧址區地下水主要為第四系松散孔隙水,其透水性強、滲透系數大,對混凝土結構無侵蝕性。正洞采用兩臺階法施工,隧道施工至DK246+100～+695段時,圍巖產生大變形,現場初期支護變形收斂大,出現開裂脫落、鋼架扭曲等情況,變形較嚴重的斷面有: DK246+137,拱頂沉降累計值為499.8 mm,水平收斂累計值為369.1 mm; DK246+161,拱頂沉降累計值為378.1 mm,水平收斂累計值為296.6 mm; DK246+171,拱頂沉降累計值為391.2 mm,水平收斂累計值為268.1 mm。

根據勘察資料,該段隧洞埋深達833.7 m,洞身圍巖主要為Ⅴ級黃泥巖,隧址區域性斷裂構造發育,節理裂隙發育,節理間距1～2 m不等,呈密閉—微張狀,延伸性較好,節理面由粉質黏土或粉土充填。巖樣成分檢測結果顯示,巖樣組成成分中蒙脫石、伊利石等黏土礦物質量分數為16.4%～22.3%,自由膨脹率達到32.7%,陽離子交換量為40.74 me/100 g、干燥飽和吸水率為51.04%。通過采用YYP-50巖石膨脹壓力試驗儀開展室內試驗,測得巖體極限膨脹力為387.5 kPa。因此,在米林隧道的圍巖壓力計算中,僅考慮由于擠壓荷載引發的形變壓力以及圍巖固有膨脹屬性所引發的膨脹壓力。該區段地下水發育,開挖掌子面局部濕潤,個別區段有水浸出,隧道工程概況如圖1所示,由工程資料獲得的圍巖力學參數見表1。

圖1 米林隧道工程概況

表1 米林隧道圍巖力學參數

1.2 地應力等級的確定

為了解隧道原始地應力場的分布特征,對應正洞里程DK246+150處布置地應力測試水平鉆孔、鉛直鉆孔各1個,在鉛直孔、水平孔深度范圍內,分別成功獲得8、11段實測巖體水壓致裂地應力試驗曲線,水平鉆孔與鉛直鉆孔地應力分布情況如圖2所示。

根據圖2的地應力實測結果,鉛直鉆孔最大水平主應力平均值為36.43 MPa,水平鉆孔最大主應力平均值為41.09 MPa。文獻[20]對巖體初始應力狀態定量值與定性值的對應關系進行了明確界定,如表2所示。

米林隧道巖石飽和單軸抗壓強度σc=17.4 MPa,隧道初始地應力σmax=41.1 MPa,則巖體初始應力狀態定量值為σc/σmax=0.42。根據表2確定米林隧道DK246+100～+695段為極高地應力區。

(a) 鉛直鉆孔

(b) 水平鉆孔

表2 初始應力狀態定量值與定性值關系

1.3 隧道圍巖大變形等級的確定

文獻[21]根據巖體強度理論計算值σb與最大主應力σmax對圍巖大變形進行分級: 當σb/σmax=0.25～0.5時,圍巖變形等級為Ⅰ級;當σb/σmax=0.15～0.25時,圍巖變形等級為Ⅱ級;當σb/σmax<0.15時,圍巖變形等級為Ⅲ級。根據Mohr-Coulomb屈服準則,由黏聚力c和內摩擦角φ確定圍巖強度理論計算值σb的關系式見式(1)。

(1)

米林隧道圍巖黏聚力c=0.7 MPa,φ=39°,計算得巖體強度σb=2.93 MPa,則巖體強度應力比σb/σmax=2.93/41.1=0.07<0.15。根據文獻[21]中的圍巖變形評價標準,米林隧道DK246+100～+695段圍巖存在Ⅲ級大變形的風險。

2 膨脹軟巖隧道的圍巖壓力演化機制

對于穿越高地應力膨脹軟巖地層的深埋隧道,圍巖對支護結構的作用力主要來自于開挖卸荷作用引發的形變壓力與圍巖由于濕度發生變化而產生的膨脹壓力。因此,對于穿越該特殊類型地層的隧道,在支護設計中主要考慮形變壓力與膨脹壓力的作用效應。

2.1 塑性區形變壓力Kastner算式

卡斯特納爾(Kastner)公式[22]是圓形洞室形變壓力的經典計算式,卡斯特納爾形變壓力pi計算公式為:

(2)

2.2 塑性區圍巖膨脹壓力求解

開挖一半徑為R0的圓形隧道,圍巖形成半徑為Rp的塑性區,對于距離隧道中線L(L>R0)位置處的巖體,巖體濕度分布函數為W=W(L),膨脹系數為α,開挖導致圍巖濕度場失衡,巖體除了產生彈性變形之外,還將產生附加正應變αW,采用應力分量表示的平面膨脹壓力-應變方程為:

(3)

式中:μ為泊松比;σr、σθ、εr、εθ分別為徑向、切向應力分量,徑向與切向應變分量;由平面膨脹壓力-應變方程(3)解出平面應力問題的平衡微分方程:

(4)

式中:τrθ為剪應力分量;r′、θ′分別為巖體微單元轉角及半徑。

隧道開挖后圍巖由三向應力穩定狀態轉換為二向應力不平衡狀態。由于壓力梯度的影響效應,地下向隧道空間遷移的傾向性增強,圍巖自由面上濕度最大,濕度呈向圍巖深處遞減的分布規律,濕度分布函數表示為W(L)=Wmax(R0/L)λ(Wmax為巖體最大濕度變化量,λ為巖體滲透系數)。將平面應力問題簡化為軸對稱問題,采用位移法求解平面應力問題的平衡微分方程(4),得:

(5)

式中:A、B為積分常數;R為圍巖半徑。

聯合徑向應力σr與徑向剪應力τr的邊界條件(σr、τr)L=R0=(σr、τr)L→∞=0與濕度分布函數,解出巖體膨脹壓力分量:

(6)

當取L=Rp時,則推導出塑性區內巖體膨脹壓力

(7)

2.3 徑向位移發展過程中形變壓力與膨脹壓力解

由式(2)與式(7)的解析式可知,影響形變壓力與膨脹壓力的一個公共因子為塑性區半徑Rp。為直接揭示圍巖變形過程中形變壓力與膨脹壓力的演變趨勢,以塑性區半徑為中間過渡變量,通過建立塑性區半徑與圍巖位移之間的函數關系,確定形變壓力與膨脹壓力特征曲線解。

巖體由于開挖卸荷而產生濕度變化ΔW,巖體進一步產生附加應變αΔW,則平面應變-應力關系為:

(8)

式中:ψ為塑性模數,彈性區ψ=1。

(9)

(10)

(11)

聯立函數式(2)、式(7)與式(11),消去斷面塑性區半徑變量,則建立出形變壓力pi與膨脹壓力pr的特征曲線解:

(12)

(13)

3 隧道圍巖與支護結構相互作用關系

3.1 收斂-約束法

收斂-約束法[23-24]主要由縱剖面變形曲線(LDP)、支護特征曲線(SCC)以及圍巖特征曲線(GRC)組成。基于收斂-約束理論評價隧道圍巖穩定性的關鍵在于: 明確圍巖特征曲線(GRC)與支護特征曲線(SCC)之間的相對變化趨勢,確定合理支護時機與支護參數。收斂-約束法原理如圖3所示。

u0為支護設置時圍巖初始位移;ueq為支護穩定時所產生的彈性位移;uel-i為支護最大彈性位移;umax為支護最大位移。

圖3 收斂約束法原理圖

Fig. 3 Schematic of convergence constraint method

根據收斂-約束理論,隧道支護結構所提供的極限承載力為:

pmax=K·(uel-i-u0) 。

(14)

式中:K為支護剛度系數,即支護特征曲線的斜率; 當u0umax時,支護系統破壞。

3.2 隧道圍巖穩定性分析

3.2.1 GRC、SCC曲線求解與圍巖穩定性分析

本文采用文獻[25-26]方法計算初期支護各子支護結構的支護剛度K與極限承載力pmax,再通過疊加得到支護系統的總極限承載力。本隧道為馬蹄形隧道,斷面高度h=11.94 m,跨度b=13.08 m,根據文獻[27],求得隧道等效圓半徑R0=6.25 m。未按Ⅲ級大變形進行設計的隧道原始支護采用錨噴+可縮式鋼架的復合支護形式,鋼架鋼材為I28a型,每斷面設置8個可縮接頭,分別設置于拱頂,左、右拱肩,左、右拱腰,左、右拱腳與拱底位置處。混凝土噴射厚度tshot=36 cm,錨桿長度lbol=8.0 m,間排距St×Sl=1.2 m×1.0 m,鋼架間距d=0.8 m,初期支護材料參數如表3所示。根據支護材料參數求得原始支護系統支護特征曲線參數如表4所示。

表3 初期支護材料參數

將巖體力學參數(見表1)及初始地應力p0代入式(12)與式(13)進行求解,分別計算得到形變壓力以及在形變壓力基礎上考慮巖體膨脹壓力的圍巖特征曲線。其中,pi+pr特征曲線的求解方法為,將同一徑向位移u所對應的pi特征曲線與pr特征曲線疊加而成[28]。根據表4支護特征曲線參數計算結果求得米林隧道初期支護特征曲線。基于收斂-約束法原理,將兩曲線繪制于同一坐標系中以分析米林隧道圍巖與初期支護相互作用規律,如圖4所示。

表4 原始支護特征曲線參數

圖4 圍巖與初期支護特征曲線

由圖4計算結果,當不考慮膨脹壓力作用條件下,圍巖變形至0.212 m時GRC曲線與SCC曲線相交于平衡點1,圍巖在支護結構屈服過程中達到穩定;而當在形變壓力基礎之上考慮膨脹壓力作用時,理論計算平衡點后移至873 mm,遠超圍巖預留變形量。根據現場監測,隧道DK246+130～+260段圍巖變形最大值達到831.5 mm,現場支護破壞狀況如圖5所示。因此,對于深部潛在變濕條件下的軟巖隧道,僅考慮形變壓力而設計的支護結構不能維持圍巖穩定,考慮膨脹壓力的工況更符合實際。

(a) (b)

3.2.2 膨脹壓力占比演化規律

開挖致使圍巖由原始三向應力穩定狀態轉變為二向應力不平衡狀態,由于壓力差的作用及開挖產生的自由面,在形變壓力作用下,圍巖塑性區持續擴大,巖體內部逐漸產生裂隙導致水分擴散,圍巖濕度發生變化,膨脹壓力pr在形變壓力pi卸除過程中開始顯現,此時斷面變形為93 mm。根據圖4所示,由于前期裂隙發育程度較輕,此時巖體產生的膨脹壓力pr僅為0.04 MPa,pr占比僅為3.3%;在圍巖徑向位移達到93 mm前,形變壓力pi是支護結構的主要壓力源;當圍巖徑向位移持續釋放,由90 mm增至300 mm時,形變壓力急劇釋放,圍巖裂隙加速擴張,隧道徑向范圍內水分擴散加快,巖體濕度差劇增,膨脹壓力pr增長迅速,占比提高到15.8%;圍巖變形發展達到530 mm時,初期支護結構破壞,此時不考慮膨脹壓力pr,圍巖施加于支護上的形變壓力為0.82 MPa,當考慮膨脹壓力pr的作用時,支護承載壓力上升至為1.37 MPa,膨脹壓力占比增加至40.1%。計算結果表明,在斷面徑向位移釋放過程中,形變壓力與膨脹壓力呈現出此消彼長的演化規律,即在圍巖位移釋放過程中,形變壓力遞減而膨脹壓力呈現出上升趨勢。基于上述計算結果分析,在對支護結構的作用力中,雖然形變壓力占據主導地位,但膨脹壓力仍不可忽略,膨脹壓力pr占比演化規律如圖6所示。

圖6 膨脹壓力占比演化規律示意圖

4 隧道圍巖支護優化分析

綜上所述,要實現控制圍巖大變形的目的,其核心在于確定圍巖位移釋放極限值upeak以協調形變壓力與膨脹壓力的動態變化關系。采用柔性初期支護對形變壓力進行部分卸除,當斷面變形至upeak時,采用高剛度、高強度的補強支護及時約束圍巖過度變形,從而達到限制膨脹壓力過度增大的目的。

4.1 隧道支護優化-鋼架二次補強支護時機

隧道穩定性控制對二次支護提出了安全儲備要求。Oreste[26]采用安全系數Fs評價支護安全儲備,Fs算式為Fs=pmax/peq。式中:pmax為支護極限承載力;peq為彈性支護抗力。

選取圍巖徑向位移u=0.20、0.25、0.30、0.325 m 4種工況,對最佳位移釋放上限值upeak進行求解。本文采用I25a、I25b鋼架作為隧道的二次支護進行穩定性計算分析。對于圍巖位移上限值upeak的確定,僅選用間距為0.8 m的I25a鋼架進行計算即可,鋼架參數見表5。求得I25a鋼架二次支護最大承載力pmax=0.232 MPa,支護剛度系數K為33.289 MPa/m,彈性形變為6.97 mm。根據二次支護特征曲線參數,繪制出4種upeak條件下的二次支護特征曲線,如圖7所示。

圖7 各支護時機條件下補強支護特征曲線

由圖7可知,采用I25a型鋼架作為二次支護,支護系統(初期支護+二次鋼架補強支護)極限承載力為1.403 MPa,在圍巖位移釋放上限值upeak取0.20 m與0.25 m 2種工況時,二次支護特征曲線均未與圍巖特征曲線相交,即二次鋼架設置過早,形變壓力的釋放量過小,圍巖總壓力大于支護極限承載力,支護結構破壞。當upeak分別達到0.300、0.325 m時施作二次支護,二次支護特征曲線彈性段均與圍巖特征曲線交匯,且彈性支護抗力peq分別為0.224、0.213 MPa,安全系數Fs分別為1.005、1.014,滿足圍巖穩定性要求。因此,確定米林隧道二次支護的最佳施作時機為upeak=0.325 m(Fs=1.014)。

4.2 加強支護參數的確定與驗算

對隧道DK246+270～+355大變形段支護進行優化與圍巖穩定性驗算。本文分別采用I25a、I25b鋼架為二次支護。鋼架彈性模量Est、橫截面積Aset、屈服強度σst、橫截面高度hset參數見表5。二次支護工況與支護特征曲線參數計算結果見表6。

表5 鋼架材料參數

表6 二次支護工況及支護特征曲線參數

根據位移釋放上限值upeak及各工況二次支護結構的支護極限承載力、支護剛度系數及彈性變形等參數,繪制二次支護特征曲線,如圖8所示。確定不同工況二次支護的安全系數,選取安全系數高的支護工況作為米林隧道二次支護系統。

根據計算結果求得各工況下支護的極限承載力pmax、彈性支護抗力peq及安全系數Fs,如表7所示。

由表7可知,工況3支護破壞,工況1、2、4、5、6的支護系統均能實現圍巖穩定,且工況4安全系數最高。綜上,選取米林隧道二次補強支護參數為I25b型鋼架、間距0.7 m。

4.3 米林隧道穩定性數值分析

通過理論計算初步確定了滿足米林隧道穩定性的初期支護與二次支護系統。為進一步驗證支護設計的合理性,采用FLAC3D數值模擬對米林隧道圍巖穩定性進行分析,以確保支護方案更加安全可靠。

(a) 鋼架間距d=0.7 m

(b) 鋼架間距d=0.8 m

(c) 鋼架間距d=0.9 m

表7 各工況二次支護安全系數Fs

4.3.1 隧道數值模型與邊界條件

選取隧道DK246+270～+355進行分析,隧道模型尺寸為150 m×150 m×85 m,如圖9所示。圍巖力學模型為Mohr-Coulomb彈塑性本構模型,巖體力學參數如表1所示。圍巖熱力學模型采用各向同性的熱傳導模型,模型的前、后、左、右、下邊界均為法向固定絕熱邊界,上邊界為變溫邊界且與右邊界分別施加豎向荷載σv與水平荷載σh,其值大小為41.09 MPa,模型初始溫度場T1=0 ℃。

圖9 隧道模型示意圖(單位: m)

本文中錨桿與混凝土支護結構分別采用桿單元與殼單元進行模擬,材料參數見表3。對于鋼架支護的數值模擬,將鋼架按抗彎剛度等效為FLAC3D中的梁(beam)實體單元,等效梁單元厚度等于噴射混凝土厚度tshot,寬度與型鋼翼緣寬度一致,等效算式為:

EsIs=E′I′ 。

(15)

式中:Es與Is分別為鋼架實際彈性模量與抗彎慣性矩;E′與I′分別為鋼架等效彈性模量與等效抗彎慣性矩。

4.3.2 圍巖膨脹壓力模擬

FLAC3D熱力耦合(單向耦合計算模型)是通過溫度改變引起單元的應變而實現的,溫度引起的應變增量Δεij與溫度改變量ΔT的函數關系為:

Δεij=βΔTδij。

(16)

式中:β為溫度線膨脹系數,1/℃; ΔT為溫度變化量,℃;δij為kroneeker記號。

(17)

(18)

根據現場勘測資料,米林隧道圍巖最小含水率為12.7%,最大含水率為32.5%,則濕度變化ΔW=19.8%,取最小含水率為12.7%時的對應溫度T1=0 ℃,最大含水率為32.5%時的對應溫度T2=100 ℃,則求得對應巖體溫度線膨脹系數β=0.198。

4.3.3 模擬計算結果與分析

為減小模型邊界效應的影響,取模型中間段即隧道DK246+310里程斷面的計算結果進行分析,計算求得不同壓力組合下圍巖位移云圖與初期支護錨桿應力云圖如圖10和圖11所示。

(a) 圍巖位移(單位: m)

(b) 錨桿應力(單位: Pa)

根據圖10和圖11的計算結果,基于收斂-約束法所得的米林隧道圍巖穩定性理論計算結果與數值模擬計算結果一致。以最不利荷載條件,即同時考慮形變壓力與膨脹壓力進行分析,圍巖達到平衡時最大變形量為288 mm,錨桿最大應力為0.107 MPa,應力與位移峰值均產生于拱頂位置。而優化設計支護結構(工況4)最大承載力為1.464 MPa,大變形段圍巖預留變形量為0.325 m,因此優化支護滿足圍巖穩定性要求。

4.3.4 隧道二次支護施作與監測

根據理論計算與數值模擬驗證了優化支護方案的合理性。工程現場采用該方案對隧道進行支護,第2層鋼架現場布置與監測點布置如圖12所示。

在米林隧道DK246+270～+355段第2層鋼架支護設置完畢后對圍巖變形進行監測,選取隧道DK246+310為監測斷面,斷面上共設置8個監測點,監測數據讀取頻率為2次/d,監測周期為30 d,監測點布置及監測結果如圖13所示。

(a) 圍巖位移(單位: m)

(b) 錨桿應力(單位: Pa)

圖12 第2層鋼架現場布置和監測點布置圖

圖13 斷面監測點布置及監測結果

由監測結果可知,隧道DK246+310斷面在第2層鋼架施作后,圍巖最大變形產生于拱頂位置。鋼架施作23 d后拱頂累計變形最大為56.1 mm,隨后圍巖變形速率降低并趨于0,鋼架設置30 d后圍巖幾乎不再產生變形,米林隧道大變形得到有效治理。

5 結論與討論

1)高地應力膨脹軟巖隧道大變形產生的原因為在隧道支護設計中忽視了圍巖膨脹壓力的作用。開挖擾動引發地應力場與濕度場重分布,圍巖對支護結構作用力除形變壓力之外還有膨脹壓力,僅考慮形變壓力的支護不能維持隧道穩定,考慮膨脹壓力的計算工況更符合實際狀況。

2)形變壓力與膨脹壓力在斷面徑向位移釋放過程中呈現出此消彼長的演化規律,即在圍巖位移釋放過程中,形變壓力遞減而膨脹壓力呈現出上升趨勢。

3)以圍巖斷面徑向位移u為劃分標志,圍巖膨脹壓力pr與形變壓力pi的動態演化規律可分為3個階段: 第1階段u=0～93 mm,該階段圍巖對支護結構壓力以形變壓力pi為主導; 第2階段為u=93～300 mm,此階段膨脹壓力開始增長,在形變壓力pi基礎之上考慮膨脹壓力pr時,支護承載壓力增大為1.156 MPa,pr占比達到29.7%; 第3階段u=300～530 mm,此階段形變壓力為0.82 MPa,膨脹壓力pr加速增長達到最大值,支護承載壓力增大為1.37 MPa,膨脹壓力占比達到40.1%。

4)針對米林隧道軟巖大變形,通過收斂-約束法確定以柔性初期支護使圍巖徑向位移達到upeak=0.325 m時采用間距d=0.7 m的高剛度I25b鋼架進行補強支護。通過理論計算、數值模擬與工程應用多方面驗證了優化支護方案的可行性,米林隧道軟巖大變形得到有效控制。

本文基于巖體彈塑性力學與連續介質理論,推導出軟巖在變濕條件下的膨脹壓力計算式,結合求解形變壓力的卡斯特納爾經典公式,對隧道圍巖壓力進行求解,明確了圍巖壓力變化規律,為設計出合理的支護系統提供了指導。但是,在引發軟巖大變形的圍巖壓力類型中,本文只考慮了形變壓力與膨脹壓力的作用,對于其他,如穿越斷層破碎帶等類型巖層的隧道,在支護設計中是否需要在此基礎之上進一步考慮圍巖松動壓力對隧道穩定性的影響,需要進一步研究。