基于非完整拱效应的软岩隧道掌子面变形及其控制研究

刘佳楠，陈 龙，李志远

(辽宁工程技术大学土木工程学院，辽宁 阜新 123000)

0 引言

随着我国山区隧道工程的建设发展，大断面软岩隧道掌子面变形及破坏问题对隧道围岩稳定性的影响十分突出[1]，例如深圳市雷公山隧道由于掌子面产生较大变形，严重影响隧道围岩稳定性。深圳野猪山隧道掌子面围岩节理发育，掌子面挤出位移明显，严重影响隧道施工安全和工期。而大断面软岩隧道的支护设计及施工仍多以新奥法作为基础理论，通过监控量测隧道洞室收敛位移及拱顶沉降来反馈围岩和支护结构动态响应，优化支护结构参数[2]。在采用新奥法进行支护结构设计时，常采用二维计算方法，较少考虑掌子面变形的影响，而隧道开挖是三维空间问题[3-4]，将其简化为平面问题不可避免会造成计算的误差，这一问题在软岩大断面隧道施工中尤为突出。

针对以上问题，LUNARDI[5-6]教授在新奥法思想的基础上，将隧道掌子面挤出变形及预收敛变形作为研究重点，提出了隧道施工新方法即岩土控制分析法。LUNARDI教授在1995年首次利用滑动测微计量测了隧道掌子面的挤出位移，并分析了掌子面变形对隧道稳定性的影响，使岩土控制分析法被大量应用软岩隧道施工中。近年来软岩隧道掌子面挤出变形问题逐渐受到国内外学者关注，SCHUBERT等[7]采用特性线法和三维挤出试验对隧道的应力—应变特性曲线进行预测，对隧道掌子面稳定性进行分析；SUBRIT等[8]考虑到掌子面预加固的作用，提出了确定掌子面挤出位移的球面模型；叶飞等[9-10]基于不完全拱效应，以太沙基理论为基础，推导出超前核心土周围围岩压力计算公式，以此提出了超前核心土加固参数，通过FLAC3D软件着重研究了软岩隧道掌子面变形特征。谈识等[11]在对掌子面进行预加固情况下，将挤出变形分为快速发展、稳定发展、基本稳定3个阶段。我国绝大多数大断面软岩隧道在施工时，仍以监测隧道断面二维收敛变形为主，对掌子面挤出变形对隧道稳定性的影响关注不足。掌子面变形控制技术不够完善，大断面软岩隧道掌子面变形控制技术急需研究和发展[12]。

本文在前人研究基础上，以雷公山隧道为工程背景，采用新意法原理及隧道不完全拱部效应理论分析雷公山隧道掌子面变形破坏机理，基于GSI围岩评级系统构建软岩大断面隧道围岩力学模型，通过FLAC3D对多种工况进行数值计算，分析掌子面不同加固措施对隧道围岩稳定性的影响，并提出掌子面加固措施，通过对隧道预收敛变形及挤出变形的监测分析，验证研究方案的可靠性，本文提出的掌子面预约束及预加固措施对大断面软岩隧道施工具一定的借鉴意义。

1 基于非完全拱理论的软岩隧道掌子面变形机理分析

1.1 新意法的原理

20世纪70年代中期，LUNARDI教授通过对大量隧道工程实践进行总结分析，逐步创立了岩土控制变形分析法，即 “新意法”。新意法将隧道围岩变形分为预收敛变形、挤出变形、收敛变形(图1)。新意法认为围岩的变形是由于超前核心土的变形导致的，超前核心土的稳定性直接决定了隧道的稳定性。LUNARDI将掌子面围岩破坏分为三种形式，即掌子面岩块脱落、掌子面围岩剥落、掌子面坍塌三种形式(图2)。此图说明，掌子面后方的变形动态与掌子面前方围岩的动态是紧密相关的，如果能控制掌子面前方围岩塑性区的发展，就可以极大地减小掌子面后方围岩的变形。同时也说明，当隧道发生大变形时，隧道掌子面挤出变形也明显增大，两者是密切相关的。

图1 隧道变形形式Fig.1 Tunnel deformation form

图2 掌子面破坏类型Fig.2 Tunnel face damage type

1.2 隧道围岩拱部效应

隧道开挖中，掌子面—超前核心土的变形会使围岩周围产生拱效应，但该种拱效应不同于后方已开挖区域周围的拱效应，称之为不完全拱效应。当开挖面前方围岩处于弹性应力状态时(图3)，开挖轮廓面处于稳定状态，称为“拱部效应”；如果开挖后围岩处于弹塑性应力状态时，开挖轮廓四周将产生塑性区，称为“转移拱部效应”；如果开挖后围岩产生破坏滑移的应力状态，隧道“拱部效应”难以形成，称为“无拱部效应”。在软岩隧道中，由于围岩性质差，隧道很难形成“拱部效应”，易发生围岩大变形，需通过掌子面预加固及预约束措施增强隧道围岩稳定性。

1.3 雷公山隧道掌子面破坏机理分析

雷公山隧道位于深圳市龙岗区葵涌镇，是坪西一级公路隧道中的一条双线隧道。该隧道单线长1 135 m，隧道穿过地段为沉积岩区域，地质较为复杂，主要为第四系残坡积层和石炭系下统测水段砂岩，位于地质构造带附近，岩层节理发育。雷公山隧道右洞YK8+817至YK8+500(坍塌地段桩号为YK8+526)，隧道埋深350m，地质状况较差，为F3断裂，存在低倾角节理，属张性断层，断层走向与沟谷平行，地表水易顺断层下渗，对隧道洞身影响较大。围岩为砂土状强风化砾岩，节理发育。

通过对现场隧道掌子面的破坏情况的观察，隧道开挖过程中，掌子面出现较大变形，由于未及时控制，导致掌子面失稳(图4)。根据日本樱井教授[13]给出的岩石应力—应变特性中给出的岩石单轴抗压强度与极限应变的关系可知，雷公山隧道掌子面围岩已经发生了大变形。通过对隧道掌子面破坏情况、地质情况及支护方法分析，造成掌子面失稳破坏的主要原因有以下几个方面：

(1)隧道节理发育、地质条件恶劣及高地应力的影响，是导致掌子面失稳的直接原因。

(2)围岩强度低，自撑能力差，开挖后围岩产生破坏滑移的应力状态，隧道“拱部效应”难以形成，引起隧道掌子面坍塌。

(3)仅考虑隧道开挖断面后的支护，并未对掌子面及超前核心土进行预加固及预约束措施，是导致掌子面失稳的主要原因。

图4 雷公山隧道掌子面失稳Fig.4 Instability of the Leigongshan Tunnel face

2 软岩隧道掌子面变形规律与控制计算

2.1 GSI围岩评级系统

对于地下工程的设计和施工，合理的围岩力学参数是至关重要的。Hock和Brown依据大量的工程实践发现RMR围岩评级系统只适应于岩性较好的岩体，而对于岩性较差的岩体无法给出合理的评价，因此需要优化RMR评级系统。Hock针对这一问题于1995根据大量工程实例提出了GSI围岩评级系统，以此来代替RMR围岩评级系统，并通过不断完善和改进，使得GSI围岩评级系统得到广泛应用。

节理岩体GSI指标是反映各种地质条件对岩体强度折减程度的一个参数，该方法主要包括岩体的岩性、结构特性和不连续面条件等因素，是通过对钻孔岩芯、表面开挖或暴露的岩体进行肉眼观察来确定的[14](图5)。

2.2 Hoek-Brown应变软化模型及参数选取

岩石材料的塑性变形可由屈服准则f和重力势能g表示，在应变软化模型当中，屈服准则与塑性势能不仅由应力张量σci决定，还与软化参数ri有关。其表达式为：

图5 量化GSI围岩评级系统Fig.5 Quantitative GSI surrounding rock rating system

f(σθ,σr,η)=0

(1)

Hoek-Brown屈服准则经过不断的改进与修正，在2002年版中，将爆破损伤和应力释放对围岩强度的影响引入到岩体扰动系数D中，并对Hoek-Brown常数mb、s和a进行修正，其表达式为：

(2)

式中，σ1、σ3——岩体破坏时的最大、最小主应力，MPa；

σci——岩体的单轴抗压强度，MPa；

mb、s、a——岩体的Hoek-Brown常数；

且mb——Hoek-Brown常数mi(反映岩体软硬程度)的折算值；s反映岩体破坏程度，其取值范围在0～1之间；该准则将扰动系数D引入到岩体强度计算当中，各参数可由下式表示：

(3)

在Hoek-Brown应变软化模型中，假定只有mb和s随η线性衰减，从而得到Hoek-Brown屈服准则及应变软化模型表达式：

(4)

(5)

式中：η——软化参数且mb为Hoek-Brown常数mi(反映岩体软硬程度)的折算值；

s——反映岩体破坏程度，其取值范围在0～1之间。

隧道软岩段的围岩性质为强风化砾岩，根据现场的实际勘测结果，获取Hoek-Brown强度参数，对现场岩样做单轴抗压强度试验可知，σci=24 MPa，GSIp=48，残余地质强度指标GSIr=29，Hoek-Brown常数mi=8，计算得到的参数值如表1所示。隧道掌子面采用预加固方法增强超前核心土的强度，预加固采用玻璃纤维锚杆，根据文献提出的锚杆布置的间距S及锚杆的最小搭接长度L1，计算得到现场玻璃纤维锚杆的布置参数，公式如下所示:

(6)

(7)

式中：A2——受剪截面面积；

σx——掌子面允许的挤出变形量；

Pv——不完全成拱下的土压力；

A1——截面惯性矩；

φ′——加固超前核心土的内摩擦角；

Lbol——锚杆加固长度；

Φ——锚杆直径；

Q——锚杆、锚头、垫板等受力变形特征有关的常数；

1.2 纳入与排除标准 纳入标准：①确诊为NSCLC的患者；②研究内容包括患者临床特征及TAMs性质与5年生存率联系的病例对照研究；③有客观结局的研究。排除标准：①会议摘要，病例报告，社论和叙述评论等类型文章；②重复发表或年代久远的文章；③来源于统计源期刊或遴选期刊；④原始文献数据不全，通过直接间接的方法无法获得比值比(odd ratio,OR)和95%置信区间(confidence interval,CI)；⑤文献存在明显错误。

L1——超前核心土最小搭接长度；

D——隧道开挖高度。

表1 力学参数表

表2 玻璃纤维锚杆物理力学参数

2.3 数值模型及边界条件

雷公山隧道数值模型及尺寸及边界条件如图6所示，隧道埋深为350m，初始地应力P=8.2 MPa，侧压力系数λ为0.6。隧道每开挖1.2m为一个循环，随即进行初期支护，初期支护现场采用架设钢拱架(型号HW175)+喷射混凝土(混凝土型号C30)+锚杆(锚杆长度2.5 m，间排1.8 m×1.8 m)，基于新意法原理及隧道不完全拱部效应，根据数值计算结果表明挤出位移在距掌子面18 m趋于稳定，故现场预加固措施采用玻璃纤维锚杆对掌子面围岩进行加固，锚杆长度18 m，直径32 mm，间距为2 m×2 m，锚杆为梅花形布置，搭接长度L1为5.4 m；布置如图7所示。预约束措施采用超前管棚对隧道拱顶进行加固，超前管棚长12 m，钢管长度12.5 m，搭接长度3.5 m，打设角度为5°(图8)。

图6 雷公山隧道模型尺寸及边界条件Fig.6 Model size and boundary conditions of the Leigongshan Tunne model

图7 掌子面预加固布置图Fig.7 Layout of Pre-reinforcement at the tunnel face

图8 超前管棚支护布置图Fig.8 Layout of advance pipe shed support

2.4 掌子面预加固及预约束效果分析

从图9中可以看出，掌子面在无支护时的最大挤出位移132.4 mm，最大挤出位移发生在掌子面中心位移，这与现场滑动测微计埋设位置大致相同，而当对掌子面进行预加固及预约束措施时，掌子面最大挤出位移明显减小，分别为43.2 mm和84.3 mm。说明预约束及预加固措施能有效控制掌子面的挤出位移值。图10展示了超前核心土的纵向位移随隧道掘进的变化曲线，从图中可以看出：(1)靠近掌子面位置超前核心土的纵向位移明显大于深部测点，先行位移的影响范围约为1.2倍洞跨。(2)超前核心土的纵向位移在距掌子面大约9 m处骤降，说明围岩在9 m处的节理裂隙发育，且隧道开挖造成的最大扰动范围大约为0.8倍洞跨。

图9 不同支护形式下掌子面挤出位移变化曲线Fig.9 Extrusion displacement curve of the face under different support forms

图10 不同支护形式下掌子面内部纵向位移变化曲线Fig.10 The inner Longitudinal displacement curve of the face under different support forms

图11 预收敛位移变化曲线Fig.11 Pre-convergence displacement curve

图12 收敛位移变化曲线Fig.12 Convergence displacement curve

图11为计算得到的预收敛位移随隧道掘进的变化曲线，图12为计算得到的收敛位移随隧道掘进的变化曲线，其中“0”表示掌子面位置。将计算结果与实际现场监测结果对比可知，隧道的预收敛值与实际监测的掌子面内部沉降值大致相同。掌子面预约束及预约束措施能有效控制预收敛变形，但在掌子面前方造成的扰动范围基本相同。

根据开挖位置不同，可以将收敛变形分为急剧增大区、缓慢变形区和稳定变形区三个区域。急剧变形区是指开挖断面后方1D左右区域，该阶段变形主要由于隧道开挖造成应力重分布造成的。缓慢变形区指开挖面后方1.5D～2D的区域，该区域围岩变形速率减缓，变形曲线开始收敛。稳定区域指开挖断面后2D以外的区域，该区域围岩变形速率基本不变，围岩变形达到收敛状态。

3 雷公山隧道掌子面变形控制实践

3.1 基于非完整拱效应的软岩隧道掌子面挤出位移控制方法

根据新意法的基本思想，当隧道节理发育，围岩性质较差时，围岩在远离开挖轮廓线周围成拱，在极端地质条件下，围岩出现不成拱现象。在这种特殊情况下，隧道超前核心土处于不稳定状态，这时急需对隧道进行预约束和预加固措施保障隧道的稳定性。

本文采用玻璃纤维锚杆(锚杆长度18 m，直径32 mm，间距为2 m×2 m)对掌子面围岩进行预加固，打设超前管棚(超前管棚长12 m，钢管长度12.5 m，搭接长度3.5 m，打设角度为5°)对隧道拱顶进行预约束，预约束和预加固措施使得隧道围岩应力靠近隧道轮廓线发展，在靠近隧道轮廓线成拱，隧道洞室周围的塑性区明显减小，同时限制了围岩的预收敛位移及收敛位移。

3.2 现场监测分析

经过对现场的实地勘测及数值分析结果，最终选择在测量掌子面内部沉降采用国产XB338—B型智能数显滑动式沉降仪进行量测，掌子面纵向位移时采用意大利SISGEO公司生产的T—REX滑动测微计进行量测。现场测管埋设照片如图13所示。

图13 现场测管埋设图Fig.13 Field tube buried diagram

根据数值分析的结果，掌子面最大挤出变形发生在掌子面中间位置，现场滑动测微计测管埋设位置基本与掌子面最大挤出变形位置一致，滑动式沉降仪测管埋设位置在距拱顶下方0.2 m处，采用潜孔钻车成孔，测管内每隔1 m设磁力测环一个，测管与孔壁间注水泥浆锚固，钻孔直径130 mm，孔深30 m，埋设φ70PVC测管，测试结果如图14、图15所示。

图14 掌子面挤出位移量测结果Fig.14 Measured extrusion displacement

图15 掌子面内部沉降量量测结果Fig.15 Measured results of internal settlement of the face

根据测试结果分析如下：(1)掌子面围岩内部纵向位移明显，隧道开挖引起的塑性区在纵向平面上以掌子面中心点为圆心，以开挖影响范围Rp为半径的圆形，先行变形影响范围约为1.2D(D为隧道洞跨)。(2)挤出位移在某些节点上出现突变，节点之间的位移增长较为平缓。这是由于滑动测微计的测环以1 m为间距均匀分布在测管上，当围岩处于较大的节理裂隙时，测环附近的挤出位移就会明显大于其他部位，也可以根据挤出位移的分布状况反映围岩在轴向上的完整性。(3)隧道掌子面围岩内部最大沉降达到99.8 mm，先行变形影响范围约为1.5D(D为隧道洞跨)。

经过对掌子面围岩进行预约束及预加固措施，现场掌子面围岩变形明显得到控制，并未出现支护结构破坏现象，验证了掌子面预约束及预加固措施的可靠性。

4 结论

(1)岩体节理发育、围岩强度低、自稳能力差，开挖后围岩产生破坏滑移，隧道拱部效应难以形成，是导致雷公山隧道掌子面挤出变形的主要原因。

(2)根据雷公山隧道现场监测结果及数值计算的结果显示，隧道开挖在掌子面纵向造成的扰动范围约为1.2倍洞跨，在掌子面径向造成的扰动大约为1.5倍洞跨。

(3)掌子面处的挤出位移均在内轮廓中心处达到最大，并呈环形逐渐向外减小，超前核心土预加固在掌子面中心处对挤出位移及预收敛位移影响最为明显。