考虑岩体膨胀效应的高地应力软岩隧道稳定性控制研究——以米林隧道为例.pdf

引用格式:陶琦.考虑岩体膨胀效应的高地应力软岩隧道稳定性控制研究:以米林隧道为例J.隧道建设(中英文),2023,43(8):1327.TAO Qi.Stability control of high geo-stress soft rock tunnels considering rock expansion effect:A case study of Milin tunnelJ.Tunnel Construction,2023,43(8):1327.收稿日期:2022-11-04;修回日期:2023-06-05基金项目:国家重点研发计划项目(2017YFC1503101)作者简介:陶琦(1976),男,辽宁阜新人,2008 年毕业于辽宁工程技术大学,岩土专业,硕士,高级工程师,主要从事隧道工程稳定性分析理论与控制技术研究工作。E-mail:2217716912 。考虑岩体膨胀效应的高地应力软岩隧道稳定性控制研究 以米林隧道为例陶 琦(中铁十九局集团第六工程有限公司,江苏 无锡 214028)摘要:为明确深部软岩隧道围岩压力机制,指导设计合理的大变形治理方案,以米林隧道工程为依托,基于岩体弹塑性力学,推导出围岩膨胀压力解析式。结合 Kastner 算式,引入断面径向位移 u 与塑性区半径 Rp之间的函数关系,求解出膨胀压力与形变压力的特征曲线函数解 GRC,探明膨胀压力与形变压力在断面径向位移过程中的演化规律。根据收敛-约束法,结合支护特征曲线SCC,分析考虑膨胀压力条件下 GRC 曲线与 SCC 曲线交点变化趋势,以设计出合理的软岩大变形控制参数。研究结果表明:1)仅考虑形变压力而设计的支护结构不满足围岩稳定性要求,当围岩径向位移达到 530 mm 时,仅考虑形变压力 pi时围岩对支护结构的压力为 0.82 MPa,考虑膨胀压力 pr时支护承载压力增至 1.37 MPa,膨胀压力占比达 40.1%;2)采用“钢架+锚喷”初期支护将围岩位移释放至 upeak=0.325 m 时增设间距 d=0.7 m I25b 钢架的联合支护方案,能对形变压力进行合理释放,同时有效抑制膨胀压力过度增大;3)第 2 层钢架设置 23 d 后围岩变形收敛为 56.1 mm,通过理论计算、数值分析与工程应用验证了支护方案的可行性。关键词:深部隧道工程;高地应力;软岩大变形;形变压力;膨胀压力;支护优化设计DOI:10.3973/j.issn.2096-4498.2023.08.007文章编号:2096-4498(2023)08-1327-11中图分类号:U 452.2 文献标志码:A开放科学(资源服务)标识码(OSID):S St ta ab bi il li it ty y C Co on nt tr ro ol l o of f H Hi ig gh h G Ge eo o-S St tr re es ss s S So of ft t R Ro oc ck k T Tu un nn ne el ls s C Co on ns si id de er ri in ng g R Ro oc ck k E Ex xp pa an ns si io on n E Ef ff fe ec ct t:A A C Ca as se e s st tu ud dy y o of f MMi il li in n T Tu un nn ne el lTAO Qi(China Railway 19th Bureau Group Sixth Engineering Co.,Ltd.,Wuxi 214028,Jiangsu,China)A Ab bs st tr ra ac ct t:To elucidate the surrounding rock pressure mechanism in deep soft rock tunnels and develop effective deformation control technologies,a case study is conducted on the Milin tunnel.The analytical formula for the expansion pressure of the surrounding rock is derived based on the principles of elastoplastic mechanics applied to rock masses.Based on the Kastner formula,the functional relationship between the radial displacement u of a cross-section and plastic zone radius Rp is introduced.Further,the ground reaction curve(GRC)of the expansion and deformation pressures is established,thus exploring the evolution law of these pressures during radial displacement of the cross-section.Based on the convergence-constraint method and supporting confining curve(SCC),the variation trends of the intersection of GRC and SCC under conditions of expansion pressure are analyzed to design rational control parameters for large deformations in soft rocks.The key findings are as follows:(1)The supporting structure designed only considering the deformation pressure does not meet the stability requirements of the surrounding rock.When the radial displacement of the surrounding rock reaches 530 mm,the pressure of the surrounding rock exerted on the supporting structure reaches 0.82 MPa when considering only the deformation pressure pi;however,the pressure increases to 1.37 MPa when expansion pressure pr is considered,accounting for 40.1%increased pressure.(2)A strategic approach involving primary support comprising a combination of steel frame+anchor spray is 隧道建设(中英文)第 43 卷utilized to counter the displacement of the surrounding rock to upeak=0.325 m.Incorporating an additional I25B steel frame with a space of d=0.7 m effectively moderates the deformation pressure and mitigates excessive expansion pressure.(3)After introducing the second-layer steel frame over 23 days,the surrounding rock deformation converged to 56.1 mm.The feasibility of the proposed support scheme was validated through theoretical calculation,numerical analyses,and engineering applications.K Ke ey yw wo or rd ds s:deep tunnel engineering;high geo-stress;large deformation of soft rock;deformation pressure;expansion pressure;support optimization design0 引言软岩是指在特定地质环境条件下能够产生显著的可塑性变形的软弱岩体力学介质1-2。对于穿越深部高地应力软弱地层的隧道,由于深部岩体突出的“高温、高地应力与高渗透压”地质特征,隧道施工过程中软岩大变形频发,加剧了隧道开挖与支护难度,是隧道工程中亟需解决的关键问题3-4。明确深部软岩隧道围岩压力演化机制,制定有效的软岩大变形关键控制技术,对于隧道稳定与安全建设具有重大意义。目前,已有众多国内外学者对此展开了研究并取得了一定有益成果。在软岩大变形产生机制研究方面,刘志春等5基于隧道大变形实测数据指出,高地应力作用下围岩对支护结构的作用力以形变压力为主;何满潮等6通过泥质软岩吸水试验,指出泥质软岩隧道产生大变形的主要原因在于软岩吸水膨胀变形;Cao 等7、韩常领等8、李磊等9、Yang 等10通过分析地应力对支护结构的挤压作用机制,得出挤压大变形隧道围岩对支护的作用以形变压力为主的结论;孟陆波等11基于大量高地应力软岩隧道变形案例,在形变压力作用机制下,对诱发非对称大变形的因素进行分析,并在此基础上提 出 了 非 对 称 挤 压 大 变 形 的 优 化 分 级 法;Anagnostou12从围岩变形产生机制角度出发,将大变形归结为围岩卸荷应力重分布而引发的塑性变形及围岩吸水膨胀大变形。在软岩大变形控制技术研究方面,Bonini 等13对穿越极软页岩和片岩地层的法国 Saint Martin La porte 隧道挤压大变形进行研究,提出了“掌子面超前核心土预加固+长锚杆+全断面可伸缩性钢拱架+初期支护”的软岩多重联合支护技术,并取得成功应用;李国良等14依托穿越高地应力极软千枚岩地层的乌鞘岭隧道,针对隧道岭脊段所发生的大变形现象,制定了“短台阶+超前小导管+锚杆+重型钢拱架+横向钢管+适时二次衬砌”的复合支护系统;文献15-17在探明木寨岭隧道软岩大变形的岩体流变机制基础之上,提出围岩变形分阶段控制思想,形成了超前注浆小导管+锚网喷+高刚度拱架的综合控制技术;文献18-19通过现场试验对西成高铁阜川隧道软岩大变形控制技术进行研究,提出了双层钢拱架支护与喷射混凝土封闭的围岩变形支护技术并取得成功应用。基于以上分析,对于软岩隧道大变形产生机制与控制技术研究,大多学者仅考虑围岩的挤压作用。对于穿越高地应力膨胀软岩地层的深埋隧道,由于隧道围岩开挖荷载的作用,导致围岩卸荷,产生自由面,围岩湿度发生变化,进而引发围岩产生严重的挤压变形与膨胀变形。因此,对于穿越该特殊类型地层的隧道,在围岩对支护结构的作用力中,形变压力与膨胀压力占主导地位,而现有研究在支护设计中往往仅考虑形变压力而忽略或低估了膨胀压力的作用,因此存在一定局限。本文以米林隧道为工程依托,基于岩体弹塑性力学,推导出岩体膨胀压力方程,结合卡斯特纳尔算式,建立隧道开挖断面变形与塑性区半径之间的函数解,从而确定以断面径向位移为自变量的膨胀压力与形变压力函数式,采用收敛-约束法绘制出考虑膨胀压力的围岩特征曲线与初期支护特征曲线,分析围岩与支护结构的相互作用规律,确定二次支护的合理支护参数。通过理论分析、数值模拟与现场应用多方面验证支护方案的安全性。1 米林隧道软岩大变形特征1.1 工程概况米林隧道位于林芝市米林县扎绕乡,进口里程为D2K378+111,出口里程为 D2K389+671,隧址区位于念青唐古拉山与喜马拉雅山之间的藏南谷地高山区。隧道最大埋深为 1 200 m,洞身主要穿越砂质泥岩、英安岩、黄泥岩等地层。隧址区地下水主要为第四系松散孔隙水,其透水性强、渗透系数大,对混凝土结构无侵蚀 性。正 洞 采 用 两 台 阶 法 施 工,隧 道 施 工 至DK246+100+695 段时,围岩产生大变形,现场初期支护变形收敛大,出现开裂脱落、钢架扭曲等情况,变形较严重的断面有:DK246+137,拱顶沉降累计值为499.8 mm,水平收敛累计值为 369.1 mm;DK246+161,拱顶沉降累计值为 378.1 mm,水平收敛累计值为296.6 mm;DK246+171,拱 顶 沉 降 累 计 值 为391.2 mm,水平收敛累计值为 268.1 mm。根据勘察资料,该段隧洞埋深达 833.7 m,洞身围岩主要为级黄泥岩,隧址区域性断裂构造发育,节理裂隙发育,节理间距 12 m 不等,呈密闭微张状,延8231第 8 期陶 琦:考虑岩体膨胀效应的高地应力软岩隧道稳定性控制研究 以米林隧道为例伸性较好,节理面由粉质黏土或粉土充填。岩样成分检测结果显示,岩样组成成分中蒙脱石、伊利石等黏土矿物质量分数为 16.4%22.3%,自由膨胀率达到32.7%,阳离子交换量为 40.74 me/100 g、干燥饱和吸水率为 51.04%。通过采用 YYP-50 岩石膨胀压力试验仪 开 展 室 内 试 验,测 得 岩 体 极 限 膨 胀 力 为387.5 kPa。因此,在米林隧道的围岩压力计算中,仅考虑由于挤压荷载引发的形变压力以及围岩固有膨胀属性所引发的膨胀压力。该区段地下水发育,开挖掌子面局部湿润,个别区段有水浸出,隧道工程概况如图1 所示,由工程资料获得的围岩力学参数见表 1。图 1 米林隧道工程概况Fig.1 Overview of Milin tunnel表 1 米林隧道围岩力学参数Table 1 Rock mass mechanical parameters of Milin tunnel弹性模量 E/GPa泊松比 黏聚力/MPa内摩擦角/()重度/(kN/m3)岩石饱和单轴抗压强度 c/MPa湿度膨胀系数湿度变化量/%0.680.40.739.024.1217.41.519.81.2 地应力等级的确定为了解隧道原始地应力场的分布特征,对应正洞里程 DK246+150 处布置地应力测试水平钻孔、铅直钻孔各 1 个,在铅直孔、水平孔深度范围内,分别成功获得 8、11 段实测岩体水压致裂地应力试验曲线,水平钻孔与铅直钻孔地应力分布情况如图 2 所示。根据图 2 的地应力实测结果,铅直钻孔最大水平主应力平均值为 36.43 MPa,水平钻孔最大主应力平均值为 41.09 MPa。文献20对岩体初始应力状态定量值与定性值的对应关系进行了明确界定,如表 2所示。米林隧道岩石饱和单轴抗压强度 c=17.4 MPa,隧道初始地应力 max=41.1 MPa,则岩体初始应力状态定量值为 c/max=0.42。根据表 2 确定米林隧道DK246+100+695 段为极高地应力区。(a)铅直钻孔(b)水平钻孔图 2 地应力值分布情况Fig.2 Distribution of ground stress values表 2 初始应力状态定量值与定性值关系Table 2Relationship between quantitative and qualitative values of initial stress states应力分级最大主应力量级max/MPa岩石强度应力比 c/max极高地应力max402高地应力20max4024中等地应力10max2047低地应力max71.3 隧道围岩大变形等级的确定文献21根据岩体强度理论计算值 b与最大主应力 max对围岩大变形进行分级:当 b/max=0.250.5 时,围岩变形等级为级;当 b/max=0.150.25时,围岩变形等级为级;当 b/max0.15 时,围岩变形等级为级。根据 Mohr-Coulomb 屈服准则,由黏聚力 c 和内摩擦角 确定围岩强度理论计算值 b的关系式见式(1)。9231隧道建设(中英文)第 43 卷b=2ccos 1-sin 。(1)米林隧道围岩黏聚力 c=0.7 MPa,=39,计算得岩体强度 b=2.93 MPa,则岩体强度应力比 b/max=2.93/41.1=0.07 R0)位置处的岩体,岩体湿度分布函数为 W=W(L),膨胀系数为,开挖导致围岩湿度场失衡,岩体除了产生弹性变形之外,还将产生附加正应变W,采用应力分量表示的平面膨胀压力-应变方程为:r=E1-2(r+)-EW1-;=E1-2(+r)-EW1-。(3)式中:为泊松比;r、r、分别为径向、切向应力分量,径向与切向应变分量;由平面膨胀压力-应变方程(3)解出平面应力问题的平衡微分方程:rr+1rr+r-r-E1-Wr=0;1r+rr+2rr-Er(1-)W=0。(4)式中:r为剪应力分量;r、分别为岩体微单元转角及半径。隧道开挖后围岩由三向应力稳定状态转换为二向应力不平衡状态。由于压力梯度的影响效应,地下向隧道空间迁移的倾向性增强,围岩自由面上湿度最大,湿度呈向围岩深处递减的分布规律,湿度分布函数表示为 W(L)=Wmax(R0/L)(Wmax为岩体最大湿度变化量,为岩体渗透系数)。将平面应力问题简化为轴对称问题,采用位移法求解平面应力问题的平衡微分方程(4),得:r=-E(1-)L2LR0WLdR+A()+B;=-E(1-)L2LR0WLdR+A-WL2()+B。(5)式中:A、B 为积分常数;R 为围岩半径。联合径向应力 r与径向剪应力 r的边界条件(r、r)L=R0=(r、r)L?=0 与湿度分布函数,解出岩体膨胀压力分量:r=-EWmaxR0(1-)L2(L2-R02-)(2-);=-EWmaxR0(1-)L2(-1)L2-R02-(2-)。(6)当取 L=Rp时,则推导出塑性区内岩体膨胀压力pr=-EWmaxR20(1-)Rp2(Rp2-R02-)(2-)。(7)2.3径向位移发展过程中形变压力与膨胀压力解由式(2)与式(7)的解析式可知,影响形变压力与膨胀压力的一个公共因子为塑性区半径 Rp。为直接揭示围岩变形过程中形变压力与膨胀压力的演变趋势,以塑性区半径为中间过渡变量,通过建立塑性区半径与围岩位移之间的函数关系,确定形变压力与膨胀压力特征曲线解。岩体由于开挖卸荷而产生湿度变化 W,岩体进一步产生附加应变 W,则平面应变-应力关系为:r=(1+)2E(r-WE1+);=(1+)2E(-r-WE1+)。(8)式中:为塑性模数,弹性区 =1。根据围岩单元体的几何方程,r=dudr,=ur。对几何方程求导得ddr=-2r,解得=Cr2,其中,C 为积分常数。联立式(8)对塑性区岩体塑性模数 求解,则=2EC(1+)(-r-WE1+)r2。(9)令 r=Rp,根据弹塑性区边界条件 =1,解出 C=0331第 8 期陶 琦:考虑岩体膨胀效应的高地应力软岩隧道稳定性控制研究 以米林隧道为例(1+)R2p2E(-r)r=Rp-WE1+。根据塑性区边界应力方程与塑性区位移几何方程:rp=1+1(2p0-c);p=1+1(2p0+c);u=r。(10)联立解得围岩径向位移 u=(1+)2ER2prA0,A0=2+1(-1)p0+c-WE1+,令 r=R0,解得围岩径向位移 u 与塑性区半径 Rp的函数解:Rp=(2ERu1+)12A-120。(11)联立函数式(2)、式(7)与式(11),消去断面塑性区半径变量,则建立出形变压力 pi与膨胀压力 pr的特征曲线解:pi=12-12p0(-1)+2c(1+)A0R2Eu-12-2c-1;(12)pr=WmaxR20(1-)-12R(1+)A02R2-0-(2ERu)12(1+)A02-。(13)3 隧道围岩与支护结构相互作用关系3.1 收敛-约束法收敛-约 束 法23-24主 要 由 纵 剖 面 变 形 曲 线(LDP)、支护特征曲线(SCC)以及围岩特征曲线(GRC)组成。基于收敛-约束理论评价隧道围岩稳定性的关键在于:明确围岩特征曲线(GRC)与支护特征曲线(SCC)之间的相对变化趋势,确定合理支护时机与支护参数。收敛-约束法原理如图 3 所示。u0为支护设置时围岩初始位移;ueq为支护稳定时所产生的弹性位移;uel-i为支护最大弹性位移;umax为支护最大位移。图 3 收敛约束法原理图Fig.3 Schematic of convergence constraint method 根据收敛-约束理论,隧道支护结构所提供的极限承载力为:pmax=K(uel-i-u0)。(14)式中:K 为支护刚度系数,即支护特征曲线的斜率;当u0 u uel-i时,支护结构处于弹性阶段;当 uel-iu umax时,支护系统破坏。3.2 隧道围岩稳定性分析3.2.1 GRC、SCC 曲线求解与围岩稳定性分析本文采用文献25-26方法计算初期支护各子支护结构的支护刚度 K 与极限承载力 pmax,再通过叠加得到支护系统的总极限承载力。本隧道为马蹄形隧道,断面高度 h=11.94 m,跨度 b=13.08 m,根据文献27,求得隧道等效圆半径 R0=6.25 m。未按级大变形进行设计的隧道原始支护采用锚喷+可缩式钢架的复合支护形式,钢架钢材为 I28a 型,每断面设置 8个可缩接头,分别设置于拱顶,左、右拱肩,左、右拱腰,左、右拱脚与拱底位置处。混凝土喷射厚度 tshot=36 cm,锚杆长度 lbol=8.0 m,间排距 StSl=1.2 m1.0 m,钢架间距 d=0.8 m,初期支护材料参数如表 3所示。根据支护材料参数求得原始支护系统支护特征曲线参数如表 4 所示。表 3 初期支护材料参数Table 3 Parameters of primary support materials支护类型弹性模量E/MPa直径/mm抗拉拔力Tmax/kN横截面积Aset/m2屈服强度st,y/MPa横截面高度hset/m泊松比单轴抗压强度con/MPa锚杆2.010522.0152.0I28a 钢架2.061055.510-3235.00.28C30 混凝土3.01040.214.3 将岩体力学参数(见表 1)及初始地应力 p0代入式(12)与式(13)进行求解,分别计算得到形变压力以及在形变压力基础上考虑岩体膨胀压力的围岩特征曲线。其中,pi+pr特征曲线的求解方法为,将同一径向1331隧道建设(中英文)第 43 卷位移 u 所对应的 pi特征曲线与 pr特征曲线叠加而成28。根据表 4 支护特征曲线参数计算结果求得米林隧道初期支护特征曲线。基于收敛-约束法原理,将两曲线绘制于同一坐标系中以分析米林隧道围岩与初期支护相互作用规律,如图 4 所示。表 4 原始支护特征曲线参数Table 4 Characteristic curve parameters of original support支护类型支护压力pmax/MPa支护刚度系数K/(MPa/m)弹性位移uel,i-u0/mmC30 混凝土0.78292.032.67 22 mm 端部锚杆0.137.9216.05I28a 钢架0.2738.216.96合计1.18338.1616.05(取最大值)图 4 围岩与初期支护特征曲线Fig.4 Characteristic curves of surrounding rock and primary support 由图 4 计算结果,当不考虑膨胀压力作用条件下,围岩变形至 0.212 m 时 GRC 曲线与 SCC 曲线相交于平衡点 1,围岩在支护结构屈服过程中达到稳定;而当在形变压力基础之上考虑膨胀压力作用时,理论计算平衡点后移至 873 mm,远超围岩预留变形量。根据现场监测,隧道 DK246+130+260 段围岩变形最大值达到 831.5 mm,现场支护破坏状况如图 5 所示。因此,对于深部潜在变湿条件下的软岩隧道,仅考虑形变压力而设计的支护结构不能维持围岩稳定,考虑膨胀压力的工况更符合实际。(a)(b)图 5 隧道大变形支护破坏状况Fig.5 Large deformation and ring breakage of tunnel3.2.2 膨胀压力占比演化规律开挖致使围岩由原始三向应力稳定状态转变为二向应力不平衡状态,由于压力差的作用及开挖产生的自由面,在形变压力作用下,围岩塑性区持续扩大,岩体内部逐渐产生裂隙导致水分扩散,围岩湿度发生变化,膨胀压力 pr在形变压力 pi卸除过程中开始显现,此时断面变形为 93 mm。根据图 4 所示,由于前期裂隙发育程度较轻,此时岩体产生的膨胀压力 pr仅为0.04 MPa,pr占比仅为 3.3%;在围岩径向位移达到93 mm 前,形变压力 pi是支护结构的主要压力源;当围岩径向位移持续释放,由 90 mm 增至 300 mm 时,形变压力急剧释放,围岩裂隙加速扩张,隧道径向范围内水分扩散加快,岩体湿度差剧增,膨胀压力 pr增长迅速,占比提高到 15.8%;围岩变形发展达到 530 mm时,初期支护结构破坏,此时不考虑膨胀压力 pr,围岩施加于支护上的形变压力为 0.82 MPa,当考虑膨胀压力 pr的作用时,支护承载压力上升至为 1.37 MPa,膨胀压力占比增加至 40.1%。计算结果表明,在断面径向位移释放过程中,形变压力与膨胀压力呈现出此消彼长的演化规律,即在围岩位移释放过程中,形变压力递减而膨胀压力呈现出上升趋势。基于上述计算结果分析,在对支护结构的作用力中,虽然形变压力占据主导地位,但膨胀压力仍不可忽略,膨胀压力 pr占比演化规律如图 6 所示。图 6 膨胀压力占比演化规律示意图Fig.6 Schematic of evolution law of proportion of expansion pressure2331第 8 期陶 琦:考虑岩体膨胀效应的高地应力软岩隧道稳定性控制研究 以米林隧道为例4 隧道围岩支护优化分析综上所述,要实现控制围岩大变形的目的,其核心在于确定围岩位移释放极限值 upeak以协调形变压力与膨胀压力的动态变化关系。采用柔性初期支护对形变压力进行部分卸除,当断面变形至 upeak时,采用高刚度、高强度的补强支护及时约束围岩过度变形,从而达到限制膨胀压力过度增大的目的。4.1 隧道支护优化-钢架二次补强支护时机隧道稳定性控制对二次支护提出了安全储备要求。Oreste26采用安全系数 Fs评价支护安全储备,Fs算式为 Fs=pmax/peq。式中:pmax为支护极限承载力;peq为弹性支护抗力。选取围岩径向位移 u=0.20、0.25、0.30、0.325 m 4 种工况,对最佳位移释放上限值 upeak进行求解。本文采用 I25a、I25b 钢架作为隧道的二次支护进行稳定性计算分析。对于围岩位移上限值 upeak的确定,仅选用间距为 0.8 m 的 I25a 钢架进行计算即可,钢架参数见表 5。求得 I25a 钢架二次支护最大承载力 pmax=0.232 MPa,支护刚度系数 K 为 33.289 MPa/m,弹性形变为 6.97 mm。根据二次支护特征曲线参数,绘制出 4种 upeak条件下的二次支护特征曲线,如图 7 所示。图 7 各支护时机条件下补强支护特征曲线Fig.7 Characteristic curves of reinforcement support under various supporting conditions 由图 7 可知,采用 I25a 型钢架作为二次支护,支护系统(初期支护+二次钢架补强支护)极限承载力为1.403 MPa,在围岩位移释放上限值 upeak取 0.20 m 与0.25 m 2 种工况时,二次支护特征曲线均未与围岩特征曲线相交,即二次钢架设置过早,形变压力的释放量过小,围岩总压力大于支护极限承载力,支护结构破坏。当 upeak分别达到 0.300、0.325 m 时施作二次支护,二次支护特征曲线弹性段均与围岩特征曲线交汇,且弹性支护抗力 peq分别为 0.224、0.213 MPa,安全系数 Fs分别为 1.005、1.014,满足围岩稳定性要求。因此,确定米林隧道二次支护的最佳施作时机为 upeak=0.325 m(Fs=1.014)。4.2 加强支护参数的确定与验算对隧道 DK246+270+355 大变形段支护进行优化与围岩稳定性验算。本文分别采用 I25a、I25b 钢架为二次支护。钢架弹性模量 Est、横截面积 Aset、屈服强度 st、横截面高度 hset参数见表 5。二次支护工况与支护特征曲线参数计算结果见表 6。表 5 钢架材料参数Table 5 Steel frame material parameters钢架型号弹性模量Est/MPa横截面积Aset/m2屈服强度st/MPa横截面高度hset/mI25a2.11054.8510-3235.00.25I25b2.11055.3510-3235.00.25表 6 二次支护工况及支护特征曲线参数Table 6Secondary support conditions and support characteristic curve parameters工况钢架型号间距d/m极限承载力pmax/MPa刚度系数 K/(MPa/m)弹性变形uel,i-u0/mm10.70.26538.0456.9652I25a0.80.23233.2896.97030.90.20629.5906.96240.70.29341.9676.9825I25b0.80.25636.7216.97160.90.22832.6416.985 根据位移释放上限值 upeak及各工况二次支护结构的支护极限承载力、支护刚度系数及弹性变形等参数,绘制二次支护特征曲线,如图 8 所示。确定不同工况二次支护的安全系数,选取安全系数高的支护工况作为米林隧道二次支护系统。根据计算结果求得各工况下支护的极限承载力pmax、弹性支护抗力 peq及安全系数 Fs,如表 7 所示。由表 7 可知,工况 3 支护破坏,工况 1、2、4、5、6 的支护系统均能实现围岩稳定,且工况 4 安全系数最高。综上,选取米林隧道二次补强支护参数为 I25b 型钢架、间距 0.7 m。4.3 米林隧道稳定性数值分析通过理论计算初步确定了满足米林隧道稳定性的初期支护与二次支护系统。为进一步验证支护设计的合理性,采用 FLAC3D数值模拟对米林隧道围岩稳定性进行分析,以确保支护方案更加安全可靠。3331隧道建设(中英文)第 43 卷(a)钢架间距 d=0.7 m(b)钢架间距 d=0.8 m(c)钢架间距 d=0.9 m图 8 不同工况下二次支护特征曲线Fig.8 Characteristic curves of secondary support under different working conditions表 7 各工况二次支护安全系数 FsTable 7 Safety factor Fs of secondary support under each working condition工况支护极限承载力pmax/MPa弹性支护抗力peq/MPa安全系数Fs11.4361.3871.03521.4031.3831.01431.377破坏41.4641.3771.06451.4271.3891.02761.3991.3821.0144.3.1 隧道数值模型与边界条件选取隧道 DK246+270+355 进行分析,隧道模型尺寸为 150 m150 m85 m,如图 9 所示。围岩力学模型为 Mohr-Coulomb 弹塑性本构模型,岩体力学参数如表 1 所示。围岩热力学模型采用各向同性的热传导模型,模型的前、后、左、右、下边界均为法向固定绝热边界,上边界为变温边界且与右边界分别施加竖向荷载 v与水平荷载 h,其值大小为 41.09 MPa,模型初始温度场 T1=0。图 9 隧道模型示意图(单位:m)Fig.9 Schematic of tunnel model(unit:m)本文中锚杆与混凝土支护结构分别采用杆单元与壳单元进行模拟,材料参数见表 3。对于钢架支护的数值模拟,将钢架按抗弯刚度等效为 FLAC3D中的梁(beam)实体单元,等效梁单元厚度等于喷射混凝土厚度 tshot,宽度与型钢翼缘宽度一致,等效算式为:EsIs=EI。(15)式中:Es与 Is分别为钢架实际弹性模量与抗弯惯性矩;E 与 I 分别为钢架等效弹性模量与等效抗弯惯性矩。4.3.2围岩膨胀压力模拟FLAC3D热力耦合(单向耦合计算模型)是通过温度改变引起单元的应变而实现的,温度引起的应变增量 ij与温度改变量 T 的函数关系为:ij=Tij。(16)式中:为温度线膨胀系数,1/;T 为温度变化量,;ij为 kroneeker 记号。岩体湿度线膨胀系数为,在湿度场作用下的应变增量 wij与湿度变化量 W 的函数关系为:wij=Wij。(17)由式(16)和式(17)可知,由于表征岩体在湿度场中吸水-失水胀缩过程的函数与温度场中的胀缩函数一致,而 FLAC3D中内置温度应力场模块,因此采用温度应力场对米林隧道湿度场应力场进行模拟。结合式(16)与(17),令ij=wij,求得岩体由湿度线膨胀系数 等效的温度线膨胀系数 为:=WT。(18)根据现场勘测资料,米林隧道围岩最小含水率为4331第 8 期陶 琦:考虑岩体膨胀效应的高地应力软岩隧道稳定性控制研究 以米林隧道为例12.7%,最大含水率为 32.5%,则湿度变化 W=19.8%,取最小含水率为 12.7%时的对应温度 T1=0,最大含水率为 32.5%时的对应温度 T2=100,则求得对应岩体温度线膨胀系数=0.198。4.3.3 模拟计算结果与分析为减小模型边界效应的影响,取模型中间段即隧道 DK246+310 里程断面的计算结果进行分析,计算求得不同压力组合下围岩位移云图与初期支护锚杆应力云图如图 10 和图 11 所示。(a)围岩位移(单位:m)(b)锚杆应力(单位:Pa)图 10 仅考虑形变压力条件下的计算结果Fig.10 Calculation results only considering condition of deformation pressure 根据图 10 和图 11 的计算结果,基于收敛-约束法所得的米林隧道围岩稳定性理论计算结果与数值模拟计算结果一致。以最不利荷载条件,即同时考虑形变压力与膨胀压力进行分析,围岩达到平衡时最大变形量为 288 mm,锚杆最大应力为 0.107 MPa,应力与位移峰值均产生于拱顶位置。而优化设计支护结构(工况 4)最大承载力为 1.464 MPa,大变形段围岩预留变形量为 0.325 m,因此优化支护满足围岩稳定性要求。4.3.4 隧道二次支护施作与监测根据理论计算与数值模拟验证了优化支护方案的合理性。工程现场采用该方案对隧道进行支护,第 2层钢架现场布置与监测点布置如图 12 所示。在米林隧道 DK246+270+355 段第 2 层钢架支护设 置 完 毕 后 对 围 岩 变 形 进 行 监 测,选 取 隧 道DK246+310 为监测断面,断面上共设置 8 个监测点,监测数据读取频率为 2 次/d,监测周期为 30 d,监测点布置及监测结果如图 13 所示。(a)围岩位移(单位:m)(b)锚杆应力