深埋軟巖隧洞圍巖-支護(hù)體系安全控制研究

楊啟貴 李建賀

摘要：深埋軟巖隧洞變形程度大、持續(xù)時(shí)間長(zhǎng)、支護(hù)困難，如何制定有效的設(shè)計(jì)對(duì)策以控制軟巖變形是深埋軟巖隧洞設(shè)計(jì)和施工面臨的重要技術(shù)難題之一。軟巖隧洞變形控制研究主要涉及3個(gè)關(guān)鍵科學(xué)問(wèn)題：軟巖隧洞圍巖-支護(hù)體系承載機(jī)制、圍巖-支護(hù)體系的安全控制指標(biāo)與控制標(biāo)準(zhǔn)、軟巖隧洞的合理支護(hù)時(shí)機(jī)與支護(hù)強(qiáng)度。多年來(lái)，國(guó)內(nèi)外學(xué)者通過(guò)理論分析、現(xiàn)場(chǎng)試驗(yàn)、數(shù)值模擬等不同途徑對(duì)軟巖變形控制問(wèn)題進(jìn)行了系統(tǒng)的研究，取得了豐富的研究成果。分析了有關(guān)軟巖變形控制3個(gè)關(guān)鍵問(wèn)題的研究進(jìn)展，探討了圍巖荷載的作用形式以及圍巖-支護(hù)的荷載分擔(dān)比例，建立了圍巖-支護(hù)體系的安全控制指標(biāo)與標(biāo)準(zhǔn)。在此基礎(chǔ)上，對(duì)深埋軟巖隧洞的合理支護(hù)時(shí)機(jī)和支護(hù)強(qiáng)度進(jìn)行了探討。相關(guān)認(rèn)識(shí)和結(jié)論具有一定的理論和工程意義。

關(guān) 鍵 詞：

深埋隧洞; 軟巖; 圍巖-支護(hù)體系; 承載機(jī)制; 支護(hù)時(shí)機(jī); 支護(hù)強(qiáng)度; 滇中引水工程

中圖法分類(lèi)號(hào)： TU443

文獻(xiàn)標(biāo)志碼： A

DOI：10.16232/j.cnki.1001-4179.2021.05.022

1 研究背景

深埋長(zhǎng)大隧洞（道）在中國(guó)重大基建項(xiàng)目中占據(jù)著重要地位，如在建的滇中引水工程，隧洞長(zhǎng)度達(dá)611.99 km，最大埋深達(dá)1 450 m;引漢濟(jì)渭輸水隧洞全長(zhǎng)98.26 km，最大埋深2 012 m;北疆供水工程，最大埋深超過(guò)2 000 m;高黎貢山鐵路隧道全長(zhǎng)34.50 km，隧道最大埋深1 155 m。對(duì)于長(zhǎng)大隧洞（道）而言，往往不可避免地穿越復(fù)雜不良的地質(zhì)區(qū)段。當(dāng)長(zhǎng)大隧洞穿越深埋軟弱圍巖區(qū)段時(shí)，常常發(fā)生大變形地質(zhì)災(zāi)害。軟巖大變形是深埋或高應(yīng)力地下工程建設(shè)過(guò)程中遭遇的除巖爆之外的另一種難題。深埋軟巖隧洞變形程度高、持續(xù)時(shí)間長(zhǎng)、支護(hù)困難，對(duì)地下工程建設(shè)與運(yùn)行構(gòu)成極大的威脅，是長(zhǎng)大隧洞工程建設(shè)無(wú)法回避的“瓶頸”問(wèn)題之一。表1為國(guó)內(nèi)外典型深埋軟巖隧洞大變形危害實(shí)例。

中國(guó)在建和規(guī)劃的各類(lèi)隧洞工程面臨的軟巖大變形問(wèn)題十分突出，如何進(jìn)行深埋軟巖隧洞大變形控制是地下工程領(lǐng)域的一個(gè)重大技術(shù)挑戰(zhàn)。在建的滇中引水工程，輸水隧洞穿越以軟巖為主的洞段累計(jì)長(zhǎng)度高達(dá)208.30 km，占隧洞總長(zhǎng)的34%，經(jīng)初步分析預(yù)測(cè)，可能產(chǎn)生軟巖大變形的洞段累計(jì)長(zhǎng)度約為88.85 km，尤以大理I段香爐山隧洞深埋軟巖大變形問(wèn)題最為嚴(yán)峻。此外，大瑞鐵路高黎貢山隧道、引江補(bǔ)漢工程輸水隧洞等都面臨著嚴(yán)峻的大變形地質(zhì)災(zāi)害，給深埋長(zhǎng)大隧洞工程的建設(shè)及運(yùn)行安全提出了極具挑戰(zhàn)性的技術(shù)難題。

深埋軟巖隧洞圍巖-支護(hù)體系安全控制研究對(duì)于今后深埋隧洞工程建設(shè)與安全運(yùn)行具有十分重要的意義，如果能夠?qū)ζ溥M(jìn)行較準(zhǔn)確的分析、評(píng)估和制定有效的設(shè)計(jì)對(duì)策，將極大地減少和避免工程事故的發(fā)生，節(jié)約工程建設(shè)和運(yùn)行成本。但是，由于深埋軟巖隧洞圍巖-支護(hù)體系的特殊性和復(fù)雜性，目前，國(guó)內(nèi)外在深埋軟巖隧洞的支護(hù)設(shè)計(jì)方面尚無(wú)統(tǒng)一的技術(shù)標(biāo)準(zhǔn)，隧洞設(shè)計(jì)和施工規(guī)范對(duì)軟巖大變形問(wèn)題僅作了一些基本的規(guī)定和要求，尚無(wú)可供遵循的切實(shí)可行的辦法。如何確定深埋軟巖隧洞的合理支護(hù)設(shè)計(jì)方案，實(shí)現(xiàn)圍巖-支護(hù)體系的長(zhǎng)期安全控制，這迫切需要在相關(guān)基礎(chǔ)理論和技術(shù)方法方面取得突破。

2 深埋軟巖隧洞圍巖-支護(hù)體系承載機(jī)制

2.1 圍巖-支護(hù)體系承載機(jī)制研究現(xiàn)狀

在隧洞圍巖-支護(hù)承載機(jī)制研究方面，至少經(jīng)歷了古典壓力理論階段、塌落拱理論階段和彈塑性理論（共同作用原理）階段。目前工程實(shí)踐中常采用的荷載計(jì)算方法（荷載結(jié)構(gòu)法、地層結(jié)構(gòu)法）通常是對(duì)上述理論研究的深化和工程應(yīng)用化的發(fā)展（見(jiàn)表2）。塌落拱理論基于剛塑性模型，可以通過(guò)初等計(jì)算給出襯砌承擔(dān)的松動(dòng)圍巖壓力大小，是目前工程規(guī)范中常用的計(jì)算方法，如SL 279-2016《水工隧洞設(shè)計(jì)規(guī)范》[6]、TB 10003-2016《鐵路隧道設(shè)計(jì)規(guī)范》[7]等。但它不考慮圍巖自承和初期支護(hù)的分載，無(wú)法回答圍巖的變形問(wèn)題。此外，圍巖壓力計(jì)算公式與隧洞埋深無(wú)關(guān)，這與實(shí)際情況不符。

基于彈塑性力學(xué)方法的共同作用原理，將圍巖壓力視為形變壓力，充分考慮了圍巖自承以及圍巖-支護(hù)共同作用，在概念和理論上更加合理。在此基礎(chǔ)上，國(guó)內(nèi)學(xué)者提出了“圍巖松動(dòng)圈”[8]“主次承載區(qū)”[9]“關(guān)鍵承載圈”[10]等理論，工程實(shí)踐中也常采用預(yù)留變形、先讓后抗等支護(hù)讓壓理念。但共同作用原理受計(jì)算模型和計(jì)算參數(shù)制約，很難準(zhǔn)確有效地模擬實(shí)際情況。此外，共同作用原理通常反映的是變形壓力，但隨著塑性區(qū)或塑性位移發(fā)展到一定程度，圍巖塑性區(qū)會(huì)塌落破壞繼而產(chǎn)生松動(dòng)壓力，如何確定最小支護(hù)壓力（或塑性位移發(fā)展到何種程度產(chǎn)生松動(dòng)壓力），至今沒(méi)有較好的解決辦法。

對(duì)于深埋軟巖隧洞，在支護(hù)及時(shí)且支護(hù)強(qiáng)度到位的情況下，結(jié)構(gòu)主要承受形變壓力;而當(dāng)支護(hù)不及時(shí)，圍巖產(chǎn)生松動(dòng)塌落趨勢(shì)時(shí)，結(jié)構(gòu)則主要承受松動(dòng)壓力。設(shè)計(jì)中應(yīng)根據(jù)具體情況綜合考量，采用符合實(shí)際的隧洞結(jié)構(gòu)計(jì)算模型，才能確保設(shè)計(jì)安全合理。而目前，國(guó)內(nèi)相關(guān)隧洞（道）規(guī)范中有的只按松動(dòng)壓力，采用荷載-結(jié)構(gòu)法計(jì)算;有的按形變壓力，采用地層-結(jié)構(gòu)法計(jì)算。采用的計(jì)算模型和方法常與實(shí)際情況不符，降低了設(shè)計(jì)的可靠性。而且不同行業(yè)設(shè)計(jì)單位采用的設(shè)計(jì)方法不同，初期支護(hù)形式和襯砌厚度也有較大差異，反映出國(guó)內(nèi)隧道界設(shè)計(jì)思想的不一致。

對(duì)于初期支護(hù)滯后掌子面距離D=1 m，5 m，支護(hù)前洞壁位移分別為7.3，13.3 cm，相應(yīng)的圍巖荷載釋放系數(shù)分別為0.86，0.94?！肮餐w”中支護(hù)結(jié)構(gòu)承載比例依次為28.2%，11.0%;塑性區(qū)圍巖承載比例依次為71.8%，89.0%?？梢?jiàn)，在圍巖-支護(hù)共同作用原理的框架下，支護(hù)時(shí)機(jī)不同，初期支護(hù)和圍巖承擔(dān)的荷載比例亦有所區(qū)別。在圍巖連續(xù)、不松動(dòng)坍落的情況下，支護(hù)時(shí)機(jī)越晚（支護(hù)施作距掌子面越遠(yuǎn)），支護(hù)承載比例越低，塑性區(qū)圍巖承載比例越高，但是塑性圍巖承載比例高，勢(shì)必要發(fā)展更大范圍的塑性圈厚度，對(duì)應(yīng)于上述兩種支護(hù)時(shí)機(jī)，塑性圈深度依次為6.5，7.2 m。需要指出的是，上述分析是基于連續(xù)介質(zhì)力學(xué)假定和圍巖-支護(hù)共同作用原理，暫未考慮塑性區(qū)發(fā)展到一定深度而導(dǎo)致圍巖坍塌失穩(wěn)的情形。

以上分析了在不同支護(hù)時(shí)機(jī)下初期支護(hù)的整體承載比例，其中，初期支護(hù)中包含了錨桿、噴混凝土（含鋼筋網(wǎng)）、鋼拱架，各支護(hù)構(gòu)件的承載比例取決于施作時(shí)機(jī)、結(jié)構(gòu)剛度和承載強(qiáng)度極限。以VZ-B型支護(hù)為例，錨桿、噴混凝土、鋼架的支護(hù)剛度比例為1.00∶20.90∶4.15，極限承載能力的比例為1.00∶5.30∶3.84。如果初期支護(hù)強(qiáng)度足夠，各支護(hù)結(jié)構(gòu)均未達(dá)到承載極限，則各支護(hù)構(gòu)件的承載比例與其結(jié)構(gòu)剛度比例基本一致;如果初期支護(hù)強(qiáng)度不足，噴混凝土剛度相對(duì)較大，隨圍巖位移增長(zhǎng)最先達(dá)到承載極限而發(fā)生破壞。噴混凝土本身屬于脆性材料，可通過(guò)分次噴混凝土（減少單次噴混凝土厚度）進(jìn)一步增加噴混凝土的柔性，允許其適應(yīng)一定程度變形而不破壞，進(jìn)而增加整個(gè)初期支護(hù)系統(tǒng)的承載能力。

此外，對(duì)于錨桿、噴混凝土、鋼拱架，當(dāng)它們剛度比例和承載極限比例相差不大時(shí)，初期支護(hù)措施才更為經(jīng)濟(jì)合理，否則，當(dāng)一種支護(hù)結(jié)構(gòu)很快達(dá)到強(qiáng)度極限而失效，進(jìn)而使得大部分荷載轉(zhuǎn)移到其他支護(hù)結(jié)構(gòu)上，對(duì)結(jié)構(gòu)整體承載不利。

3 深埋軟巖隧洞圍巖-支護(hù)體系安全控制

由于圍巖條件的復(fù)雜多變性、荷載效應(yīng)的動(dòng)態(tài)特性以及支護(hù)結(jié)構(gòu)性能的不確定性，深埋軟巖隧洞圍巖-支護(hù)體系安全控制一直是國(guó)內(nèi)外學(xué)者研究的熱點(diǎn)和難點(diǎn)。實(shí)現(xiàn)深埋軟巖隧洞圍巖-支護(hù)體系安全控制，首先需要建立合理的控制指標(biāo)和控制標(biāo)準(zhǔn)，其次，在滿(mǎn)足安全控制標(biāo)準(zhǔn)前提下，研究確定隧洞的合理支護(hù)時(shí)機(jī)和合理支護(hù)強(qiáng)度，實(shí)現(xiàn)地應(yīng)力合理釋放與有效約束的平衡。

3.1 隧洞加固支護(hù)理論與技術(shù)

20世紀(jì)初形成了古典壓力理論，其理論核心是不考慮圍巖結(jié)構(gòu)特性，認(rèn)為支護(hù)上荷載等于上覆圍巖自重應(yīng)力，代表人物為20世紀(jì)初的Haim，Rankin等[16]。其后，發(fā)展出以Terzaghi和普氏理論為代表的坍落拱理論，其核心思想認(rèn)為隧道圍巖上方會(huì)形成塌落拱，拱內(nèi)圍巖重量就是支護(hù)荷載來(lái)源[17]。20世紀(jì)50年代，彈塑性力學(xué)成為解決隧道支護(hù)的主要手段，如著名的Fenner公式[18]和Kastner公式[19]。20世紀(jì)60年代，Rabcewicz[20]提出了新奧法，其核心是利用隧洞圍巖的自承作用，促使圍巖本身變?yōu)橹ёo(hù)結(jié)構(gòu)的重要組成部分，使圍巖與構(gòu)筑的支護(hù)結(jié)構(gòu)共同形成堅(jiān)固的支承環(huán)。目前新奧法已成為地下工程的主要設(shè)計(jì)施工方法之一，其缺點(diǎn)是單純錨噴支護(hù)對(duì)于破碎性巖體、高應(yīng)力軟巖以及膨脹性巖體等并不能很好地解決問(wèn)題。20世紀(jì)70年代，Salamon[21]提出了能量支護(hù)理論，認(rèn)為支護(hù)結(jié)構(gòu)與圍巖相互作用、共同變形，主張利用支護(hù)結(jié)構(gòu)的特點(diǎn)，自動(dòng)調(diào)整吸收和釋放多余的能量。20世紀(jì)80年代，意大利Lunardi[22]教授提出了新意法（ADECO-RS），該工法把主要的注意力放在掌子面超前核心土的穩(wěn)定上，強(qiáng)調(diào)控制圍巖變形、注重掌子面前方圍巖的超前支護(hù)和加固。除上述之外，日本山地宏和櫻井春輔提出了圍巖支護(hù)的應(yīng)變控制理論[23]，源于蘇聯(lián)的應(yīng)力控制理論，即圍巖弱化法、卸壓法等[24];Wang等[25]提出了控制隧道使用期穩(wěn)定性的有效理論;Jiang等[26]提出了一種預(yù)測(cè)軟巖隧道塑性區(qū)發(fā)展和松動(dòng)壓力的理論方法，并給出了洞室失穩(wěn)判據(jù)。

在國(guó)內(nèi)，隨著礦業(yè)、交通、水利事業(yè)的發(fā)展，相關(guān)學(xué)者對(duì)隧洞的支護(hù)問(wèn)題進(jìn)行了大量研究，形成了一系列頗具特色的理論。如董方庭等[8]基于巖體聲波測(cè)試提出了圍巖松動(dòng)圈支護(hù)理論;孫鈞[27]提出了高強(qiáng)度大弧板復(fù)合支護(hù)結(jié)構(gòu);方祖烈[28]提出了主次承載區(qū)支護(hù)理論;何滿(mǎn)潮等[29]提出了軟巖工程力學(xué)支護(hù)理論，即關(guān)鍵部位耦合支護(hù)理論;李術(shù)才等[30]研發(fā)了軟弱破碎地質(zhì)條件下鋼格柵混凝土核心筒支護(hù)結(jié)構(gòu)體系;范秋雁[31]提出了軟巖流變地壓控制原理;馮豫等[32-33]提出了先柔后剛，先讓后抗，柔剛適度，穩(wěn)定支護(hù)等聯(lián)合支護(hù)技術(shù);汪成兵[34]提出了隧道圍巖動(dòng)態(tài)壓力拱理論等。

在工程實(shí)踐方面，針對(duì)深埋軟巖隧洞大變形控制技術(shù)，世界各國(guó)都進(jìn)行了研究，如奧地利阿爾貝格隧道采取9.0～12.0 m長(zhǎng)錨桿加固，日本惠那山隧道采取可縮式鋼架支撐和6.0～13.5 m長(zhǎng)錨桿加固，烏鞘嶺隧道采取加大預(yù)留變形量、短臺(tái)階開(kāi)挖、強(qiáng)支護(hù)措施等。其主要技術(shù)成果可歸納為：預(yù)留足夠變形量、加強(qiáng)超前支護(hù)、短臺(tái)階法開(kāi)挖、加強(qiáng)錨桿支護(hù)、及時(shí)襯砌加強(qiáng)。蘭渝鐵路木寨嶺隧道根據(jù)大變形洞段的變形程度，分層施作大剛度支護(hù)。滇中引水工程香爐山隧洞在軟巖控制方面充分考慮了支護(hù)讓壓以發(fā)揮圍巖自承作用，采用了讓壓錨桿、可縮式U型鋼拱架和預(yù)留變形量。預(yù)留變形量如下：當(dāng)軟巖洞段埋深h≤300 m時(shí)，預(yù)留變形量為8 cm;當(dāng)軟巖洞段埋深300 m600 m時(shí)，預(yù)留變形量為20 cm。

由于隧洞工程是一個(gè)高度復(fù)雜的不確定和不確知系統(tǒng)，其物性參數(shù)、本構(gòu)模型、計(jì)算邊界條件（地應(yīng)力）等均無(wú)法準(zhǔn)確確定，使得國(guó)內(nèi)已建成或在建的深埋軟巖隧洞均是在施工過(guò)程中被動(dòng)驗(yàn)證變形的有效治理方案，工程施工異常艱難。例如，蘭渝鐵路全線(xiàn)29座深埋軟巖隧道自2009年開(kāi)工后發(fā)生大變形地段近4 km[2]，拆換工程量大、變更數(shù)量多，安全風(fēng)險(xiǎn)處處存在，給工程的現(xiàn)場(chǎng)施工和管理帶來(lái)了極大的困難。

3.2 圍巖-支護(hù)體系安全控制指標(biāo)與標(biāo)準(zhǔn)

對(duì)于深埋軟巖隧洞，圍巖-支護(hù)體系的破壞模式主要表現(xiàn)為如下幾個(gè)方面：

（1） 軟弱圍巖破壞的主要表現(xiàn)形式為變形嚴(yán)重侵限、頂拱掉塊、底鼓隆起、局部坍塌失穩(wěn)等。

（2） 錨桿失效的主要表現(xiàn)形式為托板失效、桿體拉斷、粘結(jié)破壞、錨空失效等。

（3） 噴混凝土破壞形式與圍巖的破壞形態(tài)相關(guān)，裂隙巖體松動(dòng)塌落，會(huì)導(dǎo)致噴混凝土局部拉裂、錯(cuò)剪、撕裂及剝落;破碎軟弱巖體中，噴混凝土破壞形式主要變現(xiàn)為片狀剝落（壓酥）或剪切破壞。

（4） 鋼拱架破壞形式分為兩類(lèi)：① 是強(qiáng)度破壞，即在最危險(xiǎn)截面產(chǎn)生塑性鉸;② 是失穩(wěn)破壞，分為主平面內(nèi)失穩(wěn)、側(cè)傾屈曲失穩(wěn)以及翼緣、腹板的局部失穩(wěn)等方式。

對(duì)于圍巖-支護(hù)體系安全控制，國(guó)內(nèi)外學(xué)者在隧洞圍巖穩(wěn)定性判別方面研究廣泛，而對(duì)支護(hù)體系有效性及可靠性研究則涉及較少。張頂立[12]對(duì)隧道圍巖變形監(jiān)測(cè)結(jié)果進(jìn)行了統(tǒng)計(jì)分析，指出了隧道圍巖失穩(wěn)模式、失穩(wěn)機(jī)理和失穩(wěn)范圍的確定方法。李文江[35]基于塑性應(yīng)變突變理論對(duì)軟巖隧洞穩(wěn)定性進(jìn)行了分析，并確定了未支護(hù)隧道的極限位移。萬(wàn)志軍等[36]通過(guò)彈塑黏性元件組合模型成功預(yù)測(cè)了某巷道破壞圈范圍。謝軍等[37]探討了廣州龍頭山隧道運(yùn)營(yíng)期預(yù)警值的確定問(wèn)題。在設(shè)計(jì)和施工規(guī)范方面，關(guān)于深埋軟巖隧洞安全控制尚無(wú)統(tǒng)一的技術(shù)標(biāo)準(zhǔn)，隧洞設(shè)計(jì)和施工規(guī)范僅作了一些原則上的規(guī)定和要求，尚無(wú)可供遵循的切實(shí)可行的辦法，如《鐵路隧道設(shè)計(jì)規(guī)范》[7]規(guī)定Ⅲ級(jí)大變形可采取預(yù)加固地層、噴層留縱縫、網(wǎng)噴或噴鋼纖維混凝土、長(zhǎng)錨桿、型鋼鋼架或可縮式鋼架、掌子面補(bǔ)強(qiáng)或封閉、兩次或多次支護(hù)等措施。

圍巖-支護(hù)體系作為一個(gè)復(fù)雜系統(tǒng)，如何評(píng)價(jià)其整體的服役安全狀態(tài)是值得探討的課題。對(duì)于圍巖-支護(hù)體系的安全控制指標(biāo)，這里提出兩種方案。

3.3 深埋軟巖隧洞合理支護(hù)時(shí)機(jī)與支護(hù)強(qiáng)度

隧洞的支護(hù)時(shí)機(jī)和支護(hù)強(qiáng)度問(wèn)題本質(zhì)上是地應(yīng)力合理釋放與有效約束的平衡問(wèn)題，該問(wèn)題是隧洞施工力學(xué)研究的熱點(diǎn)之一。國(guó)內(nèi)外學(xué)者對(duì)隧洞的合理支護(hù)時(shí)機(jī)研究相對(duì)廣泛，如Farias等[39]采用三維數(shù)值模擬研究了新奧法開(kāi)挖隧道的位移控制問(wèn)題;蘇凱[40]、朱澤奇[41]等對(duì)不同支護(hù)時(shí)機(jī)的地下洞室圍巖穩(wěn)定性進(jìn)行了分析計(jì)算。然而，目前國(guó)內(nèi)外對(duì)有效控制軟巖變形所需的合理支護(hù)強(qiáng)度缺乏定量研究，使得支護(hù)設(shè)計(jì)多依賴(lài)于經(jīng)驗(yàn)，或者針對(duì)某一具體工程開(kāi)展的數(shù)值模擬，缺乏可靠的理論作為指導(dǎo)。

根據(jù)圍巖-支護(hù)體系的安全控制標(biāo)準(zhǔn)，如何確定圍巖合理的支護(hù)時(shí)機(jī)和支護(hù)強(qiáng)度值得研究。支護(hù)時(shí)機(jī)與所需支護(hù)強(qiáng)度是對(duì)立統(tǒng)一的矛盾體。一般而言，早支護(hù)對(duì)變形控制有利，但卻需要較高的支護(hù)強(qiáng)度，甚至初期支護(hù)結(jié)構(gòu)難以滿(mǎn)足支護(hù)強(qiáng)度的要求。以香爐山V類(lèi)泥質(zhì)巖類(lèi)為例（樁號(hào)DLI 15+750），其埋深600 m，圍巖力學(xué)參數(shù)見(jiàn)表4，設(shè)計(jì)支護(hù)參數(shù)見(jiàn)表5，結(jié)合圍巖特征曲線(xiàn)與縱向位移曲線(xiàn)確定不同支護(hù)時(shí)機(jī)下所需的支護(hù)抗力值如圖2所示。可以得出：滯后掌子面1 m施作支護(hù)，對(duì)應(yīng)于隧洞邊界位移0.073 m，穩(wěn)定隧洞圍巖所需的支護(hù)力約2.12 MPa;滯后掌子面1倍洞室半徑（5 m）施作支護(hù)，對(duì)應(yīng)于隧洞邊界位移0.133 m，穩(wěn)定隧洞圍巖所需的支護(hù)力約0.83 MPa。

對(duì)于大洞徑隧洞（香爐山隧洞開(kāi)挖洞徑約10 m），依靠噴混凝土、錨桿和鋼拱架很難提供2.00 MPa以上的支護(hù)力或支護(hù)強(qiáng)度。以香爐山隧洞VZ-B型支護(hù)為例（見(jiàn)表5），噴混凝土、鋼拱架、錨桿合計(jì)提供的支護(hù)強(qiáng)度約1.25 MPa，如果考慮各支護(hù)構(gòu)件的剛度比例與承載極限不匹配的問(wèn)題，整體承載能力還會(huì)大幅降低。對(duì)于初期支護(hù)強(qiáng)度不足的問(wèn)題，一般采用兩種方案：① 強(qiáng)支硬頂，加強(qiáng)初期支護(hù)，并及時(shí)施作二次襯砌;② 讓圍巖充分變形以換取支護(hù)強(qiáng)度，也就是讓“塑性巖體+支護(hù)共同體”中的塑性巖體多承擔(dān)荷載，一般留足預(yù)留變形量，并采用讓壓支護(hù)或適當(dāng)延遲支護(hù)施作時(shí)機(jī)，如圖3所示。

上述算例中，若支護(hù)時(shí)機(jī)為滯后掌子面1 m，VZ-B型支護(hù)顯然不能夠滿(mǎn)足支護(hù)強(qiáng)度要求;若通過(guò)讓壓或延遲支護(hù)，使得支護(hù)結(jié)構(gòu)在滯后掌子面1倍洞室半徑（5 m）處發(fā)揮作用，初期支護(hù)的承載能力整體上能夠滿(mǎn)足圍巖穩(wěn)定要求，并且留有一定安全裕度（承載狀態(tài)安全系數(shù)為1.25/0.83=1.51）。但考慮到各支護(hù)構(gòu)件的剛度比例與承載極限不匹配，隨著圍巖變形增加，某個(gè)支護(hù)結(jié)構(gòu)會(huì)先達(dá)到承載極限屈服破壞，進(jìn)而使得荷載轉(zhuǎn)移到其他支護(hù)結(jié)構(gòu)上，正因?yàn)槿绱耍拔慕⒅ёo(hù)體系安全控制指標(biāo)時(shí)，將某一種支護(hù)結(jié)構(gòu)的首先破壞視作整個(gè)初期支護(hù)系統(tǒng)的破壞。VZ-B型支護(hù)中，錨桿、噴混凝土、鋼拱架的剛度比例為1.00∶20.90∶4.15，承載極限比例為1.00∶5.30∶3.84。如圖4所示，支護(hù)施加后，隨圍巖變形增加到0.136 m，噴混凝土先達(dá)到承載極限，而此時(shí)鋼拱架承擔(dān)荷載為0.13 MPa，錨桿承載0.03 MPa，支護(hù)體系整體承載合計(jì)值尚未達(dá)到0.83 MPa，不能滿(mǎn)足圍巖收斂穩(wěn)定的要求。由于噴混凝土達(dá)到屈服狀態(tài)，按前文約定，此時(shí)支護(hù)體系安全系數(shù)小于1.0，不滿(mǎn)足圍巖-支護(hù)體系安全控制標(biāo)準(zhǔn)。

需要指出的是，初期支護(hù)體系不能滿(mǎn)足承載狀態(tài)安全要求是因?yàn)橛?jì)算中噴混凝土剛度較大而首先達(dá)到破壞。實(shí)際工程中，噴混凝土的強(qiáng)度、剛度是隨著時(shí)間逐步增長(zhǎng)的。這一時(shí)間效應(yīng)會(huì)使得噴混凝土承擔(dān)荷載比例相應(yīng)降低?？紤]噴混凝土剛度和強(qiáng)度的時(shí)間效應(yīng)相對(duì)復(fù)雜，需要現(xiàn)場(chǎng)大量數(shù)據(jù)支持，本文為方便討論，對(duì)噴混凝土剛度作一假設(shè)，使噴混凝土的彈性模量降低為設(shè)計(jì)值的70%，計(jì)算支護(hù)作用曲線(xiàn)如圖5所示，圖中虛線(xiàn)為噴混凝土彈模折減后的作用曲線(xiàn)。

圖5中，考慮噴混凝土彈性模量折減后，錨桿和鋼拱架的承載比例相應(yīng)增加，強(qiáng)度得到更有效的發(fā)揮。隨圍巖變形到0.138 m，支護(hù)抗力與圍巖壓力達(dá)到平衡狀態(tài)，此時(shí)，噴混凝土承擔(dān)荷載為0.58 MPa，鋼拱架承擔(dān)荷載為0.19 MPa，錨桿承載0.05 MPa，噴混凝土、鋼拱架、錨桿的承載比例為11.6∶3.8∶1.0，支護(hù)體系承載安全指標(biāo)為：Ksupport=1.12，圍巖變形收斂安全指標(biāo)為Krock-support=1.09，支護(hù)強(qiáng)度基本能夠滿(mǎn)足圍巖收斂穩(wěn)定的要求。

此外，另一種有效降低噴混凝土剛度、增加其柔性的方法是通過(guò)分次噴混凝土（減少單次噴混凝土厚度），通過(guò)增加噴混凝土柔性，允許其適應(yīng)一定程度變形而不破壞，進(jìn)而可增加整個(gè)初期支護(hù)系統(tǒng)的承載能力。圖6中虛線(xiàn)為分兩次噴混凝土的支護(hù)作用曲線(xiàn)。從圖中可以看出：分次噴混凝土增加了噴混凝土的柔性，使得圍巖變形進(jìn)一步增加，降低了噴混凝土的承載比例。根據(jù)計(jì)算結(jié)果，圍巖變形到0.139 m時(shí)，支護(hù)抗力與圍巖壓力達(dá)到平衡狀態(tài)，此時(shí)，噴混凝土承擔(dān)荷載為0.50 MPa，鋼拱架承擔(dān)荷載為0.26 MPa，錨桿承擔(dān)荷載荷載為0.06 MPa，噴混凝土、鋼拱架、錨桿的承載比例為8.3∶4.3∶1.0，支護(hù)體系承載安全指標(biāo)為Ksupport=1.30，圍巖變形收斂安全指標(biāo)為Krock-support=1.08，支護(hù)強(qiáng)度能夠滿(mǎn)足圍巖安全穩(wěn)定的要求。

噴混凝土屬于脆性材料，通過(guò)分次噴混凝土增加柔性是調(diào)控圍巖變形的一種重要手段。在初次噴射混凝土?xí)r，由于噴層薄，能有控制地允許圍巖出現(xiàn)較大變形;當(dāng)二次噴混凝土?xí)r，又能迅速降低變形量，以免圍巖出現(xiàn)過(guò)量變形而喪失穩(wěn)定。

對(duì)于錨桿、噴混凝土、鋼拱架等初期支護(hù)結(jié)構(gòu)，當(dāng)它們剛度比例和承載極限比例相差不大時(shí)，初期支護(hù)措施才更為經(jīng)濟(jì)合理。因此，可通過(guò)調(diào)整各支護(hù)結(jié)構(gòu)的規(guī)格或調(diào)整不同支護(hù)結(jié)構(gòu)的施作時(shí)機(jī)，使各支護(hù)結(jié)構(gòu)的力學(xué)性能得到更好的發(fā)揮，進(jìn)而增強(qiáng)初期支護(hù)系統(tǒng)的整體承載性能。

4 討 論

建立有效的安全控制指標(biāo)和標(biāo)準(zhǔn)是進(jìn)行圍巖-支護(hù)體系安全控制的基礎(chǔ)。對(duì)于位移控制指標(biāo)與標(biāo)準(zhǔn)，由于現(xiàn)場(chǎng)監(jiān)測(cè)儀器布設(shè)滯后于掌子面，容易丟失施測(cè)前的初始位移，可以適當(dāng)結(jié)合數(shù)值計(jì)算進(jìn)行修正。圖7是基于現(xiàn)場(chǎng)監(jiān)測(cè)的典型位移曲線(xiàn)型式，圖8是基于數(shù)值模擬的典型位移曲線(xiàn)型式，其中，D為監(jiān)測(cè)斷面距掌子面距離，r為隧洞半徑。

對(duì)于支護(hù)體系承載狀態(tài)控制指標(biāo)與標(biāo)準(zhǔn)，支護(hù)結(jié)構(gòu)實(shí)測(cè)受力不易獲取，且破壞形式多樣，其控制標(biāo)準(zhǔn)需綜合考慮支護(hù)的破壞模式及成因。以型鋼拱架為例，其破壞模式分為強(qiáng)度破壞和屈曲失穩(wěn)破壞兩類(lèi)，失穩(wěn)分為面內(nèi)失穩(wěn)和面外（側(cè)向）失穩(wěn)。

目前，隧洞（道）界對(duì)鋼拱架穩(wěn)定性分析已有部分研究，但多是針對(duì)主平面內(nèi)失穩(wěn)，如朱永全[42]、孫毅[43]、王波[44]等的研究。相比面內(nèi)失穩(wěn)，鋼拱架的側(cè)向彎扭失穩(wěn)更為普遍。型鋼拱架最常用的截面是工字形（含H形），其顯著特點(diǎn)是兩個(gè)主軸慣性矩相差較大，如I20a工字鋼主慣性矩之比為Ix/Iy=15。因此，工字形構(gòu)件在主平面內(nèi)抗彎曲能力較大，而其側(cè)向剛度、抗扭剛度較小。當(dāng)鋼拱架最大剛度平面（主平面）內(nèi)的載荷較小時(shí)，拱架彎曲平衡是穩(wěn)定的，隨著主平面內(nèi)載荷的增加，如果鋼拱架的側(cè)向支承較弱，則會(huì)在主平面達(dá)到撓曲或塑性屈服前，突然出現(xiàn)側(cè)向彎曲，甚至扭轉(zhuǎn)，使鋼拱架喪失繼續(xù)承載能力而破壞，即出現(xiàn)鋼拱架的側(cè)向彎扭屈服或整體失穩(wěn)，如圖9所示[45]。

依托香爐山隧洞，采用ANSYS軟件分析鋼拱架側(cè)向屈曲失穩(wěn)。如果不考慮鋼架之間的縱向連接鋼筋、噴混凝土以及鋼架與圍巖之間的摩擦約束作用，一階屈曲失穩(wěn)的臨界應(yīng)力為3.45 MPa，遠(yuǎn)小于鋼材的屈服極限?？梢?jiàn)無(wú)側(cè)向約束時(shí)，鋼拱架極易側(cè)向屈曲失穩(wěn)。實(shí)際工程中，噴混凝土和縱向連接筋對(duì)鋼拱架形成側(cè)向約束，但也存在局部脫空，假定鋼拱架頂部90°范圍噴混凝土脫空，則鋼拱架的側(cè)向屈曲模態(tài)如圖10所示。此時(shí)，鋼拱架側(cè)向一階屈曲失穩(wěn)的臨界應(yīng)力為30.36 MPa，較無(wú)側(cè)向約束時(shí)，臨界荷載有了較大提升，但仍小于鋼材的屈服極限。

由前文可知，鋼拱架破壞分為強(qiáng)度破壞、主平面內(nèi)失穩(wěn)、側(cè)向失穩(wěn)三種形式，因此，建立鋼拱架安全控制指標(biāo)時(shí)，其極限承載力應(yīng)是上述三種破壞形式對(duì)應(yīng)的極限荷載的最小值。

值得說(shuō)明的是，鋼拱架的實(shí)際邊界條件要比上述分析更為復(fù)雜，后續(xù)工作中，將根據(jù)鋼拱架不同邊界條件（考慮不同約束條件、荷載非均勻、墊板處承受集中荷載等）作進(jìn)一步分析。

5 結(jié) 論

（1） 對(duì)于深埋軟巖隧洞，在支護(hù)及時(shí)，且支護(hù)強(qiáng)度到位的情況下，結(jié)構(gòu)主要承受形變壓力;而當(dāng)支護(hù)不及時(shí)，圍巖有松動(dòng)塌落趨勢(shì)時(shí)，結(jié)構(gòu)則主要承受松動(dòng)壓力，設(shè)計(jì)中應(yīng)根據(jù)具體情況綜合考量，采用符合實(shí)際的隧洞結(jié)構(gòu)計(jì)算模型，才能確保設(shè)計(jì)安全合理。

（2） “塑性圍巖-支護(hù)共同體”承擔(dān)的總的釋放荷載是一給定值，取決于初始應(yīng)力與圍巖力學(xué)參數(shù)。若支護(hù)結(jié)構(gòu)施加較早或剛度較大，則支護(hù)結(jié)構(gòu)承載較多，相應(yīng)地，塑性區(qū)則承擔(dān)荷載較少，因此需要承載的塑性圈厚度也較小;而當(dāng)支護(hù)不及時(shí)或支護(hù)剛度較小時(shí)，支護(hù)承載少，必然導(dǎo)致塑性區(qū)承載較高，需要更厚的塑性圈來(lái)承擔(dān)相應(yīng)的荷載。

（3） 有效的安全控制指標(biāo)與標(biāo)準(zhǔn)是進(jìn)行圍巖-支護(hù)體系安全控制的基礎(chǔ)。在綜合考慮圍巖-支護(hù)破壞模式及成因的基礎(chǔ)上，本文提出圍巖-支護(hù)體系總體位移和支護(hù)結(jié)構(gòu)承載狀態(tài)兩套控制指標(biāo)與標(biāo)準(zhǔn)，兩套指標(biāo)相輔相成，共同對(duì)圍巖-支護(hù)體系進(jìn)行安全評(píng)價(jià)。

（4） 支護(hù)時(shí)機(jī)與所需支護(hù)強(qiáng)度是對(duì)立統(tǒng)一的矛盾體。本文結(jié)合圍巖特征曲線(xiàn)和縱向位移曲線(xiàn)分析了不同支護(hù)時(shí)機(jī)下穩(wěn)定隧洞圍巖所需的支護(hù)強(qiáng)度。研究表明，早支護(hù)對(duì)變形控制有利，但卻需要較高的支護(hù)強(qiáng)度，甚至初期支護(hù)結(jié)構(gòu)難以滿(mǎn)足支護(hù)強(qiáng)度的要求。對(duì)于香爐山隧洞等開(kāi)挖斷面較大的隧洞（開(kāi)挖洞徑約10 m），依靠噴混凝土、錨桿和鋼拱架很難提供2 MPa以上的支護(hù)力或支護(hù)強(qiáng)度，一般應(yīng)當(dāng)采用讓壓支護(hù)或適當(dāng)延遲支護(hù)施作時(shí)機(jī)，即讓“塑性巖體+支護(hù)共同體”中的圍巖多承擔(dān)荷載。

（5） 對(duì)于隧洞初期支護(hù)，由于各支護(hù)（錨桿、噴混凝土、鋼拱架等）結(jié)構(gòu)剛度不同，承載比例亦有所區(qū)別。當(dāng)它們的結(jié)構(gòu)剛度比例與承載極限比例相差不大時(shí)，初期支護(hù)措施才更為經(jīng)濟(jì)合理?？赏ㄟ^(guò)調(diào)整各支護(hù)結(jié)構(gòu)的規(guī)格或調(diào)整不同支護(hù)結(jié)構(gòu)的施作時(shí)機(jī)，使各支護(hù)結(jié)構(gòu)的力學(xué)性能得到更好的發(fā)揮，進(jìn)而增強(qiáng)初期支護(hù)系統(tǒng)的整體承載性能。

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（編輯：鄭 毅）