层状围岩隧道稳定性及锚杆支护参数优化
姓名：熊亮申请学位级别：硕士专业：桥梁与隧道工程指导教师：靳晓光
2010-04
中文摘要
摘 要
自然界中具有层状构造的沉积岩约占陆地面积的2/3，而我国占到77.3%，许多变质岩也具有显著的层状构造特征，在工程建设中将遇到大量的层状岩体稳定问题。层状岩体由于具有层状结构，不仅变形和强度性质具有明显的各向异性，岩体的破坏机理及方式也明显不同于其它岩体。本文依托渝湘高速酉洪段葡萄山隧道工程，开展了层状围岩隧道施工监测成果分析、层状围岩横观各向同性试验研究、不同倾角层状围岩隧道稳定性以及层状围岩隧道锚杆支护参数优化的研究。
① 结合葡萄山隧道施工监测资料分析，得到了水平层状围岩的拱顶下沉、水平收敛、锚杆轴力、围岩与初期支护间压力、初期支护与二次衬砌间的压力的变化规律。
② 采用MTS-815型全数控液压伺服刚性岩石力学试验系统进行了两个方向上的（垂直层理和平行层理方向）单轴和三轴室内压缩试验，研究了单轴抗压强度和三轴抗压强度横观各向同性性质，分析并总结了围压对横观各向同性性质的影响。
③ 利用试验所得到的岩石的力学参数、采用三维弹塑性有限元法对不同倾角层状围岩隧道稳定性进行了分析。共建立6个模型，包括一个无层面模型及层面倾角分别为0°、22.5°、45°、67.5°和90°的5个模型，研究了各个模型围岩应力、位移、塑性区变化规律及初期支护受力特征。
④ 从经济的角度，以0度和45度模型为例，从锚杆长度、锚杆布置两个方面提出了层状围岩隧道锚杆支护参数优化的建议方案。
论文研究成果为层状围岩隧道稳定性分析和支护结构设计提供了可借鉴的经验，同时可以节约资金，可取得良好的技术经济效益，具有重要的理论研究意义和工程实用价值。
关键词：层状围岩，隧道稳定性，施工监测，岩石力学试验，支护参数
ABSTRACT
In the nature,deposition rock with layered structure take up 2/3 of the land area,and the number reach to 77.3% in our country. Many metamorphic rocks also have the layered structure characteristic.There are a lot of stability problems about layered rock in the engineering. Not only the distortion and strength of layered rock have obviously anisotropy ,the breakage mechanism also is different from other rock. This text,which is relied on the grape mountain tunnel engineering of Yu Xiang high-speed You Hong segment,do some research in the strength experiment of layered rock,different inclination layered rock,s stability, tunnel supervision and measurement of horizontal layered rock and layered rock bolt optimization.
① Combining construction monitoring data analysis of the grape mountain tunnel,
this text get the tunnel vault element and side wall element displacement,the bolt axial force,the pressure between rock and primary support,the pressure between secondary lining and primary support changing orderliness under horizontal layered rock.
② This text carry on the uniaxial and the triaxial compression experiment with the
all numerical control hydraulic pressure servocontrol rigid rock mechanics experiment system of MTS815, discuss the rock strength transverse isotropy under the uniaxial compression and the triaxial compression, Analyze and summarize the influence of transverse isotropy by surrounding pressure .
③ Making use of the mechanics parameter gain from experiment, this text simulate
the tunnel stability under different inclination layered rock with elasticity-plasticity finite element method. this text build up 6 models totally, including a have no inclination model and five inclination models (0°, 22.5°, 45°, 67.5° and 90° ), analysis and studied surrounding rock stress,displacement,the plastic nature distribution,primary support stress characteristic.
④ Fom the angle of economy,take 0° degrees and 45° model as an example, this text
put forward the bolt optimization scenario under layered rock.
The research have important draw lessons meaning for layered rock stability and support structure design. at the same time, it can economize a great deal of investment，obtain good technique economic effect, have an important theory meaning and practical
英文摘要
vaule.
Keywords: Layered Rock, Tunnel Stability, Construction Monitoring,
Support Parameter, Rock Mechanics Experiment
1 绪 论
1 绪 论
1.1 选题依据及研究意义
在隧道施工过程中，由于岩体的天然应力平衡状态遭到破坏，引起隧道周围岩体的卸荷回弹和应力重分布，当这种回弹应力和重分布应力超过围岩强度所能承受的范围时，将造成工程岩体的失稳破坏，给隧道施工和运营带来危害。
自然界中具有层状构造的沉积岩约占陆地面积的2/3，而我国占到77.3%，许多变质岩也具有显著的层状构造特征，在工程建设中将遇到大量的层状岩体稳定问题。地球表层的大多岩体，由于经历了上万年的地壳运动和各种地质作用，形成岩体内部不同的地质构造，如弱面、节理、断层、褶皱等，对于含有呈定向规律分布的优势层面的岩体均可视为广义的层状岩体，层状岩体由于具有层状结构，不仅变形和强度性质具有明显的各向异性，岩体的破坏机理及方式也明显不同于其它岩体。层状岩体是典型的复杂岩体之一，通常具有显著的横观各向同性或正交各向异性特征，优势层面大多属于物质分异面，平行优势层面方向的岩体组成基本相同，而垂直优势层面方向的岩体组成则呈现单一或软硬交替。
众所周知，不同工程问题的稳定条件和破坏机理不同，其加固机理与加固方案也就不同。同时，由于岩土体的复杂性，为了客观、正确地对岩土工程的变形和稳定进行定量评价，开展针对工程介质特征的全面的分析是十分必要的。
本文以葡萄山隧道为依托工程，通过对层状围岩的施工监测成果分析、层状围岩的横观各向同性试验研究、、不同倾角层状围岩稳定性数值分析、层状围岩隧道锚杆支护参数优化等研究工作，深入分析了层状围岩的变形和初期支护受力特征。为系统、全面的研究层状围岩及初期支护的特征提供借鉴的理论依据，同时为层状围岩隧道支护设计提供科学依据。 因此，本论文的研究具有特别重要的理论意义和工程应用价值。
1.2 层状岩体（围岩）研究现状
1.2.1 层状岩体强度各向异性的研究
① 岩体各向异性的基本概念
各向异性是岩体的一个重要性质，随着岩体力学和本构理论的不断深入研究，逐步被人们所认识。各向异性作为岩土体的基本特性，一直是国内外许多专家学者研究的重点和热点之一。
各向异性是指岩土材料在不同方向上力学参数、结构特性及应力应变关系的
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不同。根据各向异性产生的原因和表现形式的不同划分为原生各向异性和次生各向异性，或分别称之为固有各向异性和应力诱导各向异性。原生各向异性是指岩土材料在沉积过程中，因岩土体内矿物颗粒在不同方向的排列不同，而引起的力学性状和参数不同；次生各向异性是指随着岩土材料所处应力状态的改变，在不同应力方向上导致各个方向变形特性规律不同。
原生各向异性和次生各向异性存在本质的区别。原生各向异性是岩土材料的物性参数，是对岩土材料固有特性的描述;而次生各向异性则不然，更多的是由于不同方向应力的变化而引起不同的变形规律，其表现形式也是在不同方向的力学参数的差异，但重要的是这种差异由应力状态的改变引起的。殷宗泽教授曾对土体的上述两种各向异性的定义和相关性状进行了深入的探讨。本文研究的各向异性是指岩体或岩石材料的原生各向异性。
1963年，Lekhnitskii,S.G.[1]从连续介质的广义虎克定律出发，导出了各向异性体弹性理论的一般方程，为各向异性问题的研究提供了理论基础。根据物性参数的对称面，可将各向异性体划分为极端各向异性体、单对称各向异性体、正交各向异性体和横观各向同性体（本文研究的是横观各向同性体）。物体内的任一点在沿任意两个不同方向上的力学性质均互不相同的物体称为极端各向异性体，具有21个弹性常数。根据弹性对称关系，极端各向异性体可以逐步退化为各向同性体，相应的弹性常数的数目分别减少为31、9、5和2。
② 层状岩体强度各向异性试验研究
岩体的各向异性特征，很早就引起了国内外岩石力学工作者的重视。自上世纪中叶开始，就完整或含定向节理裂隙岩石材料的各向异性强度进行了大量的室内试验。对于固有各向异性岩石材料，宏观表现为不同方向上强度的差异，试样的采集和制备通常按层理方向与水平面方向的不同倾角(或层理面与最大主应力方向的夹角)对完整岩石材料或室内人工合成岩石材料或石膏模型进行加工，然后进行相应的试验，以研究岩石材料的强度各向异性特征随倾角的变化规律。
由单一弱面效应引起的岩石强度各向异性的概念最早是Jeager[2]提出的，岩石强度各向异性曲线形状为肩型，如图1.1（Ⅰ）所示。Hoek E和Brown E T进一步分析了含单组节理和两组正交节理的岩石材料的各向异性强度曲线，如图1.1（Ⅱ）和（Ⅲ）所示，其强度曲线形状分别是U型和W型。
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图1.1 节理岩体各向异性强度特征曲线
Fig. 1.1 The characteristic curve of jointed rock mass’s anisotropic strength
在Jeager之后，国内外许多学者对各种不同的岩石材料各向异性强度特征进行了大量室内试验研究。Donath等[3], Hoek等[4]、 Chenevert等[5]、McLamore等[6]、Attwell等[7]对板岩进行了研究；Brosch等[8]、Singh等[9]研究了片麻岩和片岩；Tien等[10]对人工合成岩，也进行了各向异性特征方面的试验研究。
我国学者林天健[11]总结了丹江口、乌江渡、虎跳峡等多个水利水电工程坝基与隧道围岩的岩体强度各向异性效应；曾纪全等[12]研究了泥质粉砂岩、泥质灰岩以及含预制定向裂隙石膏模型的倾角效应；周大千等[13]进行了砂岩和油页岩的试验研究；赵平劳[14]开展了层状岩体的有关试验研究；冒海军[15]等研究了结构面对板岩强度特性的影响；田象燕等[16]研究了饱和大理岩和砂岩的各向异性特征和应变率效应。
总结上述文献中的试验结果，岩石材料的强度各向异性特征具有如下基本规律：1) 各向异性岩石材料的强度随着层面倾角方向的变化而变化，具有显著的倾角效应；2) 强度最大值与最小值之差值因岩石种类的不同而不同，且依赖于岩石材料强度的各向异性度大小；3) 抗压强度与层面倾角的关系曲线分别呈u型、肩型或波浪型；4) 各向异性岩石材料的破坏模式与层面倾角大小直接相关，主要表现为三种形式：一是沿弱面的滑移破坏，二是斜交层面的剪切破坏，三是沿弱面的劈裂破坏。
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1.2.2 层状岩体的介质理论研究
层状岩体的介质理论主要分为块体理论和Cosserat介质理论两个方面。 ① 块体理论
上世纪80年代，Goodman和石华根[17,18]创造了块体理论学说。块体理论首先将结构面和开挖临空面看成空间平面，块体是由空间平面构成的几何凸体，将各种作用荷载看成空间向量，应用几何方法(拓扑学和集合论)详尽研究在已知各空间平面的条件下，岩体内可构成多少种块体类型及其可动性，并讨论了岩块的转动稳定性，然后通过静力平衡计算，求出各类失稳块体的滑动力，作为工程加固措施的设计依据。在绝大多数情况下，岩石开挖工程滑块事故中的滑塌体与围岩之间的分离面几乎全是由地质不连续面构成的，层状岩体充斥着不连续面是一个普遍的事实。只要岩石的强度远大于地质不连续面的强度，破坏总是大部分或全部依附于地质不连续面而发生。王海亮等[19]在Goodman和石华根研究的基础上，把层状岩体看成是大量块体成层垒积而成，并用图解法(赤平面投影法)讨论了只要岩石的强度远大于地质不连续面的强度，破坏总是大部分或全都依附于地质不连续面而发生。这类以地质不连续面切割岩体而发生的破坏称为结构控制的破坏，它们通常表示为各种形式的块体滑塌破坏。
② Cosserat介质理论
CosseratE&F[20].(1909.1)提出的Cosserat介质理论是研究具有微结构、有一定特征尺度的介质在外部因素作用下所产生的应力和形变的理论，作为研究对象的微元体不是无限小，在微元体上除了作用有应力δij外(i,j=1,2)外，还作用有反映应力梯度的单位面积弯矩一偶应力mi力(i=1,2)，如图1.2所示;并考虑了偶应力对应形变分量曲率影响。由于引进了偶应力及曲率概念，而且其具有微结构(例如层状岩体的层状结构、节理结构)，因而Csoesart介质理论可以考虑层状岩体间弯曲效应的影响。
Cosserat介质理论对于平面问题而言有三个自由度，其中两个为平动分量u1、u2，一个转动分量ϖ。
1∂u∂u
若定义：ϖ=(2−1)，则ϖ不再是自由度，此时Cosserat介质理论
2∂x1∂x2
退化为约束转动的Cosesrta介质理论，该理论是由Jaramillo(1929.1)首先提出的。
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图1.2 Cosserat微元体 Fig. 1.2 Cosserat volume element
Cosserat介质理论自1909年创立以来，至60年代理论上得到完善，至80年代才开始应用于岩土工程。国内在这方面率先研究的有陈胜宏、葛修润等[21]利用
Cosserat介质理论解决节理岩体的偶应力影响。90年后，佘成学、熊文林、罗继并通过铣、张玉珍等[22,23]用Cosserat理论解决具有弯曲效应的层状结构岩体变形，实例(龙滩左岸进水口边坡的变形稳定性分析)得出Cosserat介质法比节理单元法更能反应岩层剪切错动和弯曲变形等问题；在Cosserat介质理论和连续介质理论的基础上，建立了适合于含断层的层状岩体弯曲变形破坏稳定性的有限元计算方法；针对层状结构岩体，从建立一个标量出发，推导出二维平面应变状态下，Cosserat介质理论中第二剪切模量G值。武汉岩土力学研究所刘俊、上海交大的黄铭等利用此理论对层状岩体开挖空间偶应力场进行了理论分析并进行了相似模拟实验验证并得出偶应力影响在应力梯度大时极为明显。这初步证实了具有弯曲效应的层状岩体变形采用这种新的连续介质方法进行分析是必要的。可以说，Cosserat介质理论在岩土、矿山、水利水电工程中的应用仅仅是开始。
1.2.3 层状围岩的数值模拟研究
随着数值分析理论和计算机技术的迅速发展，有限差分法、离散单元法、有限元法、边界元法、界面单元法等数值分析方法在地下工程稳定性分析等方面得到了广泛应用。刘宁、卓家寿[24]采用随机有限元法将三维节理岩体视为横观各向同性材料进行了数值模拟。考虑岩体的弹模、节理的间距、节理方位、节理刚度系数以及节理岩体抗力参数的随机性，采用Rosenbluth方法确定弹性参数的统计量，推导出了相应的三维随机有限元及可靠度计算公式；赵宁，卓家寿[25]评价了用于含软弱夹层岩体弹塑性分析时常用的Goodmarn单元及其变形形式的单元。结
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合界面元法的特点，在单元交界面上引入了能模拟材料弹性及塑性变形的弹簧及滑块元件，使界面元法很好地解决了材料的弹塑性分析而无需另设置任何形式的夹层单元；安红刚[26]等提出了进化有限元方法和并行进化神经网络有限元方法，分析了大型地下洞室群的稳定性；张玉军、唐仪兴、刘谊平[27]等开发了一个可以处理层状岩体强度异向性的弹塑性及无拉分析的平面及三维粘弹塑性有限元程序；肖明、王阳雷[28]采用三维非线性层状各向异性弹塑性损伤有限元方法分析陡倾角岩体地下洞室围岩稳定性，较好地反应了陡倾角岩体地下洞室开挖破坏特性和应力分布规律，为复杂岩体洞室围岩稳定分析提供了有效的计算方法；陈志坚、卓家寿对层状岩体的岩性组合特征，软弱夹层、裂隙的分布规律以及岩体结构特征进行分析、研究、分区分类并建立相应的样本单元，提出了用数值分析方法模拟现场大型试验的“样本单元法”，根据岩块力学参数获得了含裂隙岩体的力学参数:刘学增[29]针对岩土介质具有明显的各向异性以及流变特性，建立了层状介质的各向同性粘弹性和横观各向同性粘弹性反分析预测模型，把阻尼最小二乘法、遗传算法以及混合遗传算法应用于粘弹性反演分析；Tono和Amadei[30]采用边界元法研究了弹性各向异性(横观各向同性)对隧道断面收敛的影响。根据横观各向同性面是否平行于隧道轴线将问题分为两种情况，探讨了目前用以评估隧道围岩断面收敛公式的适用性。研究表明适用于均布应力作用下各向同性公式仅仅适用于当横观各向同性面平行于隧道轴线的情况，而当横观各向同性面不平行于隧道轴线时，必须进行三维应力分析；王祥秋、杨林德、高文华[31]对含软弱夹层的层状围岩建立了有限元计算模型，提出层状岩体与软弱夹层按横观各向同性材料，层间接触面则以带转动自由度的Goodman接触面单元进行模拟，通过对工程实测数据和弹塑性非线性有限元计算结果进行对比分析证明其是合理的。
通过对国内外学者研究成果的回顾和总结，数值分析方法己成为岩体稳定分析中的重要手段。
1.2.4 工程围岩支护设计研究
地下工程支护设计理论和方法经历了一个相当长的发展过程。早在19世纪初地下工程(包括隧道和地下洞室)多以砖石材料作衬砌、用木支撑的部分开挖方法行施工。当时的地下工程衬砌结构的设计主要模仿拱桥的计算方法，其特点是只砌作为受力结构，而围岩作为荷载作用在衬砌结构上。因此，这样设计的衬砌结构的厚度偏大。
随着社会的发展和科技的进步，地下工程的科技人员提出了不同的设计计算方法。如温克尔提出了局部变形理论，假定围岩作为一体的连续介质设计分析模型，用弹性力学的方法进行分析。20世纪50年代，在地下工程的修建中，喷射混
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凝土和锚杆作为初期支护得到了广泛应用，这样的柔性支护使开挖后的洞室围岩有一定的变形，围岩内部的应力重新进行分布，使围岩能够发挥其自稳性，这样可大大地减小衬砌结构的设计厚度。20世纪60年代，随着计算机技术的发展和岩土本构关系的建立，地下工程结构的设计分析进入了以有限元为主的计算机数值模拟分析时期。
1981年，国际隧道协会工作报告指出，各国采用的隧道及地下工程结构设计模型主要有以下4种：① 以工程类比为主的经验设计法；② 以测试为主的实用设计法，包括收敛一约束法、现场和实验室的岩土力学试验、应力应变量测以及实验室模型试验；③ 作用一反作用设计模型，包括弹性地基梁、弹性地基圆环(全部支撑或部分支撑)等，这种模型就是通常的荷载一结构法或结构力学法；④ 连续介质设计法，包括解析法(又有封闭解和近似解两种)和数值法(以有限元法为主)，目前解析法中的近似解法己被数值法所取代。
目前，在国内外的隧道及地下工程结构设计中，主要采用的还是以工程类比为主的经验设计法，采用以工程类比为主的经验设计法设计的隧道结构是不安全的，同时也是不经济的。随着新奥法的出现，以测试为主的实用设计法得到了发展，这样便可按照实际的地质条件来设计隧道，既经济又安全。随着科学技术的进步，动态设计和信息化施工已成为地下工程新的发展方向。
1.3研究主要内容
本文综合运用现场监测成果分析、室内试验、数值模拟及理论分析等方法，开展了层状围岩施工监测成果分析、层状围岩的横观各向同性试验研究、不同倾角层状围岩隧道稳定性分析及层状围岩隧道锚杆支护参数优化的研究。主要内容有： ① 对层状围岩葡萄山隧道施工监测成果进行分析，以研究水平层状围岩的变形特征和支护结构的受力特征。得到了水平层状围岩拱顶下沉、水平收敛、锚杆轴力、围岩与初支之间压力以及初支与二衬之间压力的变化规律。
② 开展了层状围岩的横观各向同性试验研究。从取自葡萄山隧道现场的页岩在平行层理方向与垂直层理方向方向上分别钻取4个岩石试样。其中，4个试样（2个0o、2个90o）进行单轴压缩试验研究，4个试样（2个0o、2个90o）进行三轴压缩试验研究，研究层状页岩在两种围压情况下强度的横观各向同性性质。 ③ 运用三维数值分析方法，进行不同倾角层状围岩隧道稳定性分析。本文建立6个模型，包括5个不同倾角（0o、22.5o、45o、67.5o、90o）模型和一个无层面模型。分析各个模型围岩的应力、位移及支护结构受力情况，得出不同的层面倾角对围岩及支护结构的影响。
③ 层状围岩隧道锚杆支护参数优化的研究。根据（1）（3）得出的锚杆受力特
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征，以0度、45度模型为例，从锚杆长度、锚杆布置两个方向提出了提出层状围岩锚杆支护参数优化的建议方案。
1.4研究技术路线
查阅国内外关于层状岩体（围岩）的文献和书籍等资料，了解国内外研究现状；熟悉相关软件的使用，达到熟练掌握的程度；对层状围岩葡萄山隧道施工监测成果进行分析，以研究水平层状围岩的变形特征和支护结构的受力特征；利用取自葡萄山隧道现场的页岩进行单轴、三轴压缩试验研究；运用有限元软件
MIDAS/GTS，分析不同倾角层状围岩隧道稳定性；根据前述分析得出的层状围岩锚杆的受力特征，提出层状围岩隧道锚杆支护参数的建议方案。研究路线框图如图1.3所示：
图1.3 本文技术路线框图 Fig. 1.3 Technological route block frame
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2 层状围岩隧道施工监测成果分析
2 层状围岩隧道施工监测成果分析
对施工监测资料分析可以掌握围岩和支护结构受力变形的动态信息，对围岩稳定性作出评价，指导施工和优化设计。现行隧道设计施工规范对层状围岩隧道还没有一套有针对性的合理可行的设计施工方法，使其在设计思想、变形控制、二次衬砌施作时机等问题上与现行规范有许多冲突之处，给隧道设计和施工带来了诸多不便。因此，有必要针对性地开展层状岩体隧道施工的监测及其资料的分析工作。
水平层状结构岩体一般是构造较为简单的沉积岩，它可以由单一岩性组成，也可由不同岩性互层或夹层组合而成。层面常有层间错动，层面连接力较弱。其破坏多为顶部弯曲下沉和产生离层，当下沉量较大时，分层出现折断破坏。在成层性好且软弱夹层发育、产状平缓的层状岩体中开挖大跨度地下洞室，洞顶围岩稳定问题比较突出。
本章结合渝湘高速酉洪段隧道工程，对层状围岩葡萄山隧道施工现场监测资料进行分析，以研究水平层状围岩的变形特征和支护结构的受力特征。葡萄山隧道监控量测由武汉地质工程勘察院承担，我们课题组承担了地质超前预报的工作。根据监测单位和施工单位提供的监测资料进行分析，主要内容为：拱顶下沉、水平收敛、锚杆轴力、围岩与喷射混凝土间接触压力、喷射混凝土与二次衬砌之间接触压力，分析其变化规律。
2.1 葡萄山隧道工程概况
2.1.1 地形地貌
本区位于武陵山脉北西缘的青华山脉。葡萄山特长隧道由南东至北西拟横穿越该山脉，山脉总体走向北北东—南南西向，与区内构造线方向基本一致。青华山山体浑厚，山脉全长愈100km，山体宽一般3.00～6.00km，山脊高程一般为
1250.00～1500.00m，最高点位于隧址区南西约3km的癞子岩，标高达1635m，属构造剥蚀低山—中山地貌，具构造剥蚀—溶蚀地貌特点。区内山峰耸峙，悬崖壁立，河谷深切、曲折，地形错综复杂，局部岩溶地貌较发育，形成独特的岩溶峰丛洼地地形。青华山山体两侧坡麓自然斜坡东陡西缓，东麓坡角一般26°～50°，西麓坡角一般18°～30°。
青华山之北西为板溪岩溶洼地，标高650～700m，相对高差小于100米。谷地内地形平坦，多为农地。岩溶、漏斗、落水洞、竖井等岩溶地貌在谷地中部强
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烈发育。隧道出口位于低山区下部临近洼地附近。
青华山之南东属构造剥蚀—侵蚀低山—中低山地貌区，山脊高程700.00～
1000.00m，井岗河在隧址区南侧高程一般为360.00～400.00m，相对高差为240.00～760.00m。隧道进口既布设于上述低山区下部临近谷地附近。
隧址区以东为龙潭岩溶洼地，标高300～500m，并发育有龙潭河。地表仅发育溶蚀沟槽，地下暗河出口集中分布，为区内最低地貌区。
葡萄隧址区地形受构造及岩性控制明显，地形切割强烈，地形较陡峻，多陡坎、悬崖分布。隧址区最高点位于葡萄山附近，高程为1534.80m，最低点位于隧道进口附近溪沟，高程为510.00m，相对高差达1024.80m，一般高差在500～700m，隧址区主要山脊即为青华山，其走向与隧道轴线呈大角度相交。
区内居住人口较少，耕地主要分布在进口1020m及出口1120m高程以下的沟谷地带，其余地段植被茂密，主要为灌木及草丛，山顶则为青华林场封山育林区，树种主要为杉树。
2.1.2 地质构造
葡萄特长隧道隧址区位于扬子准地台区鄂黔台褶带的桐麻岭背斜中部。桐麻岭背斜北西与酉阳向斜相望，南东与平阳盖向斜紧邻，为区内最大隆起构造带，背斜核部及两翼地层产出平缓，具箱状背斜的特点。隧道以大角度横穿桐麻岭背斜，隧道进口布设于背斜南东翼寒武系中统膏田组（∈1g）的地层中，隧道由南东向北西近于对称地穿越了寒武系下统～震旦系上、下统的碳酸岩系及碎屑岩系地层，葡萄隧道出口位于寒武系宋家场组（∈1s）砂、泥岩地层中。
区域内断裂构造及低序次褶曲较发育，致局部岩层产状杂乱、岩体破碎、地质构造复杂。桐麻岭背斜两翼由一系列正断层组合构成典型的地垒构造，断裂构造多为北北东向，区域内较大的有青华平移——正断层和楠木桩平移——正断层，其余断裂均属其派生分支构造。本隧道所穿越的断层多分布于背斜北西翼的寒武系砂、泥岩地层中，南东翼仅一条断层通过。地质构造如图2.1所示。
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2 层状围岩隧道施工监测成果分析
图2.1 地质构造图
Fig. 2.1 Map of geological structure
2.1.3 地层岩性
根据川东南地质大队1980年《1∶5万地质图》地层说明书，隧址区属扬子准地台区黔北川南分区—思南酉阳小区。出露及埋藏的地层主要为元古界震旦系下统南沱组～寒武系中统高台组的一套碳酸岩系和碎屑岩地层。区内第四系较发育，主要分布在河谷低洼地带及坡麓之上，厚度一般2～7m，局部大于20m。
本文施工监测资料的隧道围岩处于杨家坪组（∈1y）以灰黑色、黑色炭质页岩，含粉砂水云母页岩为主，夹较多深灰色薄至中厚层粉砂岩。具水平层理，其上部偶夹少许透镜状灰色薄层粉砂质泥灰岩，下部夹0.3～1.0m含磷岩系。底部为
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20～27m厚的黑色薄板状硅质页岩，其下为0～0.3m的黄褐色粘土及褐铁矿层。
2.1.4 隧道设计概况
葡萄山隧道为双洞四车道高速公路隧道，按上下行分离式形式布置。隧道位于重庆市酉阳县境内。隧道左、右两洞轴线大部分段落为间距为33.5m，隧道进出口段受地形为变间距隧道。葡萄山隧道右线进口里程为YK56+440，出口里程为YK62+720，右线隧道全长6280m；隧道左线进口里程为ZK56+415，出口里程为ZK62+718.48，左线隧道全长为6303.48m。隧道进口高程5.36m左右，出口高程为677.3m左右。隧道结构设计以新奥法原理为指导，衬砌采用复合式衬砌。本章研究的监控量测点初期支护由喷射混凝土、锚杆和钢筋网组成。锚杆为φ22，长3.5m，间距1.2m；初喷采用C20喷射混凝土；隧道二次衬砌采用C25整体式现浇素混凝土，开挖方式为全断面开挖。隧道复合式衬砌参数如图4.2所示。
图2.2 葡萄山隧道设计断面图 Fig. 2.2 Tunnel cross section
2.2 施工监测成果分析
2.2.1 围岩位移特征
选取葡萄山隧道右洞YK60+428/4/517三个断面和左洞ZK60+538/584/0
12
2 层状围岩隧道施工监测成果分析
三个断面，进行拱顶下沉和边墙水平收敛测量资料的分析。
右洞YK60+428～YK60+538段为古生界杨家坪组（∈1y）灰黑色含粉砂水云母页岩、炭质页岩夹黑色粉砂岩及灰岩，埋深400m左右，一般呈薄～中层状，岩体受地质构造作用影响较严重，完整性差，地层产状160～320o＜5o，层间、岩块间结合一般较差，围岩自稳能力一般，局部较差，为Ⅳ级围岩。图2.3~2.5为右洞
YK60+428/4/517三个断面的位移时态曲线。
20181614121082002468101214时间（d）16182022位移值（mm）水平收敛拱顶下沉24
图2.3 右洞YK60+428断面位移时态曲线
Fig. 2.3 Displacement time-histories curve of right tunnel sectionYK60+428
20181614121082002468101214时间（d）16182022位移值（mm）水平收敛拱顶下沉24
图2.4 右洞YK60+4断面位移时态曲线
Fig. 2.4 Displacement time-histories curve of right tunnel sectionYK60+4
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重庆大学硕士学位论文
1614位移值（mm）121082002468101214时间（d）1618202224水平收敛拱顶下沉
图2.5 右洞YK60+517断面位移时态曲线
Fig. 2.5 Displacement time-histories curve of right tunnel section YK60+517
由图可以看出，围岩位移主要发生在开挖后的半个月左右，此后时态曲线逐渐趋于平稳，每日位移变化速率很小，说明围岩结构体系处于相对稳定的状态。
从最终值来看，右洞量测三个断面拱顶下沉值较大，为17mm左右、而水平收敛值明显较小，最大值（YK60+4断面）仅为10mm。说明在水平层状围岩中，边墙部位位移值小于拱顶下沉值。
左洞ZK60+528～ZK60+0段为杨家坪组（∈1y）灰黑色含粉砂水云母页岩夹灰色粉砂岩，埋深400m左右，地层产状310～315o＜5o～7o，呈薄至中、厚层状，为硬质软质复合岩组。整体强度差～较差，完整性较差，为Ⅳ级围岩。图2.6~2.8为左洞ZK60+538/584/0三个断面的位移时态曲线。
3530位移值（mm）252015105002468101214时间（d）1618202224水平收敛拱顶下沉图2.6 左洞ZK60+538断面位移时态曲线
Fig. 2.6 Displacement time-histories curve of left tunnel section ZK60+538
14
2 层状围岩隧道施工监测成果分析
3025位移值（mm）2015105002468101214时间（d）161820水平收敛拱顶下沉2224
图2.7 左洞ZK60+584断面位移时态曲线
Fig. 2.7 Displacement time-histories curve of left tunnel section ZK60+584
20181614121082002468101214时间（d）161820位移值（mm）水平收敛拱顶下沉2224
图2.8 左洞ZK60+0三个断面拱顶下沉时态曲线
Fig. 2.8 Displacement time-histories curve of left tunnel section ZK60+584
由图2.6～2.8可以看出，左洞位移变化规律跟右洞相类似。围岩位移主要发生在开挖后的半个月左右，此后时态曲线逐渐趋于平稳，每日位移变化速率很小，说明围岩结构体系处于相对稳定的状态。
从最终值来看，左洞量测三个断面拱顶下沉值较大，分别为32.5mm、26.1mm、
17.73mm，而水平收敛值明显较小分别为8.9mm、9.5mm、7.3mm。说明在水平层状围岩中，边墙部位位移值小于拱顶下沉值。
2.2.2 锚杆轴力特征
了解锚杆受力状态及轴向力大小，可以判断围岩变形发展趋势，以及评价锚杆的支护效果。监测组在ZK60+565断面测点布置时，沿隧道周边的拱顶和边墙埋设钢筋计，每根钢筋计设3个测点，埋设在围岩不同深度，对锚杆不同深度1、2、
3（分别代表0.4m、1.5m、3.0m）的受力情况进行量测，锚杆轴向力钢筋计布置情况见图2.9，图2.10、2.11、2.12为该断面各测点轴力时态曲线。
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图2.9 锚杆轴力测点布置示意图
Fig. 2.9 Schematic diagram of bolt axial force measure point
1816141210820024681012141618202224时间（d）锚杆轴力（KN）0.4m处锚杆轴力1.5m处锚杆轴力3m处锚杆轴力
图2.10 测点A轴力时态曲线
Fig. 2.10 The axial force time-histories curve of measure point A
43.532.521.510.50-0.5024681012141618202224时间（d）0.4m处锚杆轴力1.5m处锚杆轴力3.0m处锚杆轴力锚杆轴力值（KN）
图2.11 测点B轴力时态曲线
Fig. 2.11 The axial force time-histories curve of measure point B
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2 层状围岩隧道施工监测成果分析
锚杆轴力（KN）32100-1时间（d）246810121416182022240.4m处锚杆轴力1.5m处锚杆轴力3m处锚杆轴力 图2.12 测点C轴力时态曲线
Fig. 2.12 The axial force time-histories curve of measure point C
从图2.10～2.12中可以看出，虽然偶有反复，但总的趋势上各测点的锚杆轴力随着时间的推移逐渐增大，跟围岩的位移变化相应的，开挖后的前几天，锚杆轴力增加较快，大约半个月之后趋于稳定。各个测点的锚杆轴力沿杆长发生变化，越靠近开挖面，其锚杆轴力越大。从轴力沿洞周的分布情况来看，拱顶处的锚杆远大于边墙处锚杆，说明在水平层状岩体中拱顶锚杆对改善围岩特性和抑制拱顶变形发挥了一定作用，而边墙锚杆起的作用较小。
2.2.3 围岩与初期支护间的压力特征
对断面ZK60+528围岩与初期支护间的压力量测资料分析，获得的时态曲线如图2.13所示。
0.350.3压力（MPa）0.250.20.150.10.050024拱顶处压力左边墙处压力右边墙处压力681012141618202224时间（d）
图2.13 围岩与初期支护间压力时态曲线
Fig. 2.13 The pressure time-histories curve between rock and primary support
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与围岩位移、锚杆轴力相对应的，围岩与初期支护间压力在开挖后的半个月左右趋于稳定，其数值在拱顶处最大，为0.31MPa，在边墙处相对较小，仅为
0.12MPa和0.13MPa。沿洞周的分布趋势与锚杆轴力的趋势类似，即拱顶处远大于边墙处。
2.2.4 初期支护与二次衬砌间的压力特征
对断面处YK60+538的初期支护与二次衬砌间的压力量测资料进行分析，图
2.14为初期支护与二次衬砌之间的压力时程曲线。
0.30.25压力（MPa）0.20.150.10.050024681012141618202224262830时间（d）拱顶处压力左边墙处压力右边墙处压力
图2.14 初期支护与二次衬砌之间的压力时程曲线
Fig. 2.14 The pressure time-histories curve between secondary lining and primary support
由图2.14可以看出，初期支护与二次衬砌之间的压力在二次衬砌施作后随着时间的推移而增大，二次衬砌逐步承受部分荷载。不同量测点的最终值以拱顶处的压力稍高，但总的来说压力变化不大。从时态曲线上来看，在经过一个月左右的时间的协同作用后，两者的接触压力才处于相对稳定状态，相对于围岩初支之间半个月左右就能达到稳定相比，初期支护与二次衬砌的稳定时间大大延长了，说明后期增长的围压压力大部分由二次衬砌承担。
2.3 本章小结
结合葡萄山隧道施工，选择典型断面进行施工监测成果分析，得到了水平层状围岩隧道的拱顶下沉、水平收敛、锚杆轴力、围岩与初期支护间压力、初期支护与二次衬砌间的压力的变化规律，有以下结论：
① 水平层状围岩中，隧道的拱顶下沉值明显要大于隧道的水平收敛值。 ②锚杆轴力随着围岩的深度而递减，且拱顶部位的锚杆轴力要大于边墙部位的锚杆轴力，说明在水平层状围岩中拱顶锚杆对改善围岩特性和抑制拱顶变形发
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2 层状围岩隧道施工监测成果分析
挥了一定作用，而边墙锚杆起的作用较小。
③ 水平层状围岩中，围岩与初期支护间的压力变化规律也是拱顶较大、而边墙部位较低。
④ 初期支护与二次衬砌之间的压力各部位相差不太大，其达到稳定的时间相对较长，说明后期增长的围压压力大部分由二次衬砌承担。
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3 层状围岩横观各向同性试验研究
层状岩体是指有一组结构面占绝对优势(如层面、片理面等)的岩体，它们是典型的复杂岩体之一，具有横观各向同性性质。优势结构面大多属于物质分异面，平行优势结构面方向的岩体组成基本相同，而垂直优势结构面方向的岩体组成则呈现频繁的软硬交替。层状围岩中，横观各向同性作为岩石材料的基本特性之一，很早就引起了国内外岩石力学工作者的重视。自上世纪中叶开始，就层状围岩中岩石横观各向同性问题进行了大量的室内试验研究工作，推动了层状岩石力学的迅速发展。由于岩石种类繁多，结构复杂，赋存条件各异，即使是同一种岩石材料在不同地域也常常呈现出不同的物理力学性质，同时由于岩石材料本身若千内部控制因素，如矿物组合、组构和物理力学性质等的变异，形成固有各向异性的特征，其物理力学性质不能用通常的工程地质经验进行评价。因此，对于层状围岩中的岩石试验研究仍有待深入，以便能更全面地理解横观各向同性对岩石材料物理力学性能的影响。
本章采用MTS-815型全数控液压伺服刚性岩石力学试验系统对页岩进行了平行层理方向和垂直层理方向单轴压缩试验和三轴压缩试验，获得了岩样的全程应力—应变曲线，研究层状页岩强度的横观各向同性性质。
3.1 试验方案
试验采用MTS一815型全数控液压伺服刚性岩石力学试验系统。页岩试样取自重庆酉阳葡萄山隧道，按图3.1所示，在平行层理方向（90o）和垂直层理方向（0o）分别钻取岩石试样。经钻样、切割和端面磨平后加工成直径为50mm，高度为100mm的标准圆柱形样本。
岩样的加工按《工程岩体试验方法标准》[32]和国际岩石力学学会建议方法[33]
进行，岩样两端面采用平整度测试仪进行测量，偏差为±0.001mm。岩样侧面光滑平直，平整度控制在0.3mm内。选用满足精度的游标卡尺测量岩样直径，在靠近顶端、中部和底部呈直角各测量两次，取其平均值作为岩样的直径，其精度达到
0.1mm。
加载速率为0.1mm/min；垂直方向， 试验过程采用等位移速率加载控制方式，
采用1000KN的压力传感器，测试轴向载荷；采用5mm的位移传感器，测试轴向变形；而水平方向采用2.5mm的位移传感器，测试横向变形。试验过程由计算机自动控制，并由计算机保存全部试验的图形和数据结果。
20
3 层状围岩横观各向同性试验研究
图3.1 岩石样本钻取方向示意图
Fig. 3.1 The schematic diagram of rock sample, drilling direction
3.2 单轴抗压试验结果及分析
3.2.1 单轴抗压试验全程应力—应变曲线
单轴压缩试验是测定岩石材料强度和变形特征的最简单和常用方法，是岩石力学学科中最基础性的内容之一。岩石试样在单轴压缩荷载作用下产生变形的全过程可由图3.2所示的全程应力一应变曲线表示。根据岩石材料在轴向荷载作用下呈现出的不同变形特性，由应力—应变全程曲线一般可将岩石的变形过程分为下列五个阶段 [34]：
图3.2 岩石材料的典型应力-应变曲线示意图 Fig. 3.2 The schematic diagram of rock material stress-strain
一阶段：孔隙裂隙压密阶段(OA段)。岩样中原有张开性结构面或裂隙逐渐闭合，岩石被压密,形成早期的非线性变形，曲线初始阶段呈上凹型，此阶段岩样横向膨胀变形较小，体积随荷载增大而减小。该阶段的变形对裂隙岩石来说较明显，
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而对坚硬少裂隙的岩石则不明显。
二阶段：弹性变形阶段(AB段)。该阶段应力一应变曲线成近似直线型。对坚硬岩石，一、二阶段所承受的载荷一般为破坏载荷的0~5%。
三阶段：微弹性裂隙稳定发展阶段（BC段）。该阶段中，随着载荷的增加，岩石内部出现新的裂隙，但其裂隙呈稳定状态发展，出现一定量的塑性变形，本阶段内岩石试件所承受的载荷一般为破坏载荷的50~75%左右。
四阶段：非稳定破裂发展阶段或渐进性破裂阶段(CD段) 。随着载荷的继续增加，岩石中的新裂隙不断出现，并呈不稳定状态发展，其塑性变形显著增大。C点是岩石从弹性变形进入塑性变形的转折点，称为屈服点。对应的应力为屈服应力。该阶段微破裂的发展出现质的变化，破裂不断发展，岩样体积压缩转为扩容，轴向应变和体积应变率迅速增大，应力达到最大值，即峰值强度。本阶段中，岩石承受的载荷为破坏载荷的75~100%。
五阶段：破裂后阶段（DE段):当轴向应力达到峰值强度后，其内部结构遭到破坏，但岩样仍基本保持整体状。进入该阶段后，裂隙快速发展，交叉且相互联合形成宏观断裂面。此后，岩样变形主要表现为沿着宏观断裂面的块体滑移，试样承载力随变形增大迅速下降。
上述五个阶段又可概括为初期压密阶段、线弹性变形阶段、非线性变形阶段和应变软化阶段。
在MTS-815型刚性岩石实验机上，对加工的页岩试样严格按照3.1节的试验方案进行单轴抗压试验。获得两个方向上岩样的全程应力一应变曲线，如图3.3、
3.4所示。
图3.3 0o方向单轴压缩应力应变全过程曲线
Fig. 3.3 The uniaxial compression stress-strain overall process curve of sample 00
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3 层状围岩横观各向同性试验研究
图3.4 90o 方向单轴压缩应力应变全过程曲线
Fig. 3.4 The uniaxial compression stress-strain overall process curve of sample 900
3.2.2 单轴压缩试验结果分析
表3.1列出了两个方向上的页岩试样的单轴抗压的强度、弹性模量等数据。试验选用的岩石材料宏观上具有均匀一致性，无肉眼可见的明显缺陷，但岩石内部固有的非均质性，使得内部矿物颗粒的分布集度存在差异，并含有裂隙、孔洞和微节理等缺陷，对其物理力学特征有很大的影响。由同一岩块加工而成的若干岩样，其形状和尺寸相同，但有时获得的试验数据往往具有较大的离散性。采用数理统计方法可以对试验结果进行离散性分析[35]
1n
x=∑xi（平均值） （3.1）
ni=1
1n
s=xi−x∑n−1i=1
()2
（标准方差） （3.2）
δ=×100%（变异系数） （3.3）
表3.1 两个方向上页岩试样单轴抗压试验结果
Table 3.1 The uniaxial compression,s experimental result of sample 00 and sample 900 岩样编号
角度/o H/mm σ1/ MPa
平均值
s
x
ES/GPa
平均值 37．79
28．09
1-1 0 100．1-2 0 101．242-1 90 100．73
112．88 115．67 38．28 110．09
37．31
87．16 2885．11 ．93
27．25
2-2 90 99．76 83．07
由式(3.1)~（3.3 )对试验结果进行统计分析，2个方向上岩样的单轴抗压强度值的变异系数别是3.49%，3.41%。将2组单轴抗压强度进行总体统计，其变异系
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数是16.44%。
根据国际岩石力学协会（ISRM，1981）对岩石的分级，如表3.2所示，试验页岩的单轴抗压强度最大值115.67MPa，最小值83.07MPa，应属硬岩（R4级）。
表3.2 国际岩石力学协会（ISRM,1981）岩石分级表
Table. 3.2 International rock mechanics society (ISRM,1981) rock classification
强度分级
编号
单轴抗压强度（MPa）
＜1 1～5 5～25 25～50 50～100 100～250 250以上
极软岩（Extremely Weak Rock） R0 较软岩(Very Weak Rock) 软岩(Weak Rock)
中硬岩(Medium Strong Rock) 硬岩( Strong Rock) 很硬岩(Very Strong Rock) 极硬岩(Extremely Strong Rock)
R1 R2 R3 R4 R5 R6
3.2.3 单轴抗压强度横观各向同性性质
岩样的试验结果表明岩石强度具有横观各向同性性质，通过对这种性质的分析，可以让我们更好的了解岩石材料的力学特性和破坏机理。
① 单轴抗压强度的变化
从图3.5我们可以直观的看出两个方向的岩样的单轴抗压强度的变化，透明柱表示0o岩样的试验结果，带阴影柱表示90o方向的试验结果。相对于0o方向的单轴抗压强度（115.67 MPa，110.09MPa）, 90o方向的单轴抗压强度明显的降低（83.07 ，显示出明显的强度横观各向同性性质。 MPa,87.16 MPa）
140120单轴抗压强度值/MPa1008060402001-11-22-12-2 图3.5 00和900方向单轴抗压强度柱状图 Fig. 3.5 The uniaxial compression strength bar chart of sample 00 and sample 900
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3 层状围岩横观各向同性试验研究
② 单轴抗压强度的横观各向同性度
为了定量判断岩石材料的横观各向同性性质的大小，我们可以引入一个 “横观各向同性比”的概念，即加载角为90o的单轴抗压强度与加载角为0o的单轴抗压强度的比值：
σR
σ=
c(900)c(00)
（3.4）
根据R的大小，可将岩石材料的横观各向同性性质划分为五类，见表3.3。
表3.3 岩石材料抗压强度横观各向同性度划分标准
Table3.3 The division standard of rock material compressive strength transversely isotropic
等级
横观各向同性比R取值范围
各向同性 0.9≤R＜1 低横观各向同性 0.8≤R＜0.9 中等横观各向同性 0.65≤R＜0.8 高横观各向同性 0.2≤R＜0.65 极高横观各向同性
0≤R＜0.2
R越小，代表岩石材料的横观各向同性性质越显著。本试验岩石材料的“横观各向同性比”为0.7，横观各向同性性质显著程度属于中等。
3.3 等围压三轴压缩试验结果及分析
三轴抗压试验在MTS-815型电伺服试验系统上进行。试件按照3.1节试验方案在平行层理方向（90o）和垂直层理方向（0o）钻取岩样制备成直径50mm，高度
100mm的标准圆柱试样。试验前首先用乳胶套将试样密封，在包裹岩样过程应避免乳胶套被划破，以防止试验过程中液压油进入乳胶套影响测试结果。将刚性垫块固定在岩样两端，并安装调试好轴向位移传感器，然后将密封好的岩样放入三轴压力盒内。加载路径是先对岩样施加至预定的围压5MPa，然后对岩样施加轴向荷载，直至岩样失去承载能力破坏或出现明显的屈服平台时结束试验。试验过程采用位移速率控制模式，加载速率为0.1mm/min。等围压三轴压缩试验获得的应力应变全过程曲线如图3.6、3.7所示。
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图3.6 0o方向三轴压缩应力应变全过程曲线
Fig. 3.6 The triaxial compression stress-strain overall process curve of sample 0o
图3.7 90o方向三轴压缩应力应变全过程曲线
Fig3.7 The triaxial compression stress-strain overall process curve of sample 90o
3.3.1 等围压三轴抗压试验结果分析
表3.4列出了两个方向上的页岩试样的等围压三轴的强度、弹性模量等数据。
表3.4 两个方向上页岩试样等围压三轴抗压试验结果
Table. 3.4 The triaxial compression experimental result of sample 0o and sample 90o 岩样编号
角度/o H/mm
σ1/ MPa
平均值
ES/GPa
平均值 39．12 26．11
167．67 1-3 0 101．24 162．63 44．69 1-4 0 99．56 172．72
33．55
2-3 90 101．34 136．73 27133．74 ．79 2-4 90 99． 130．75
24，43
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3 层状围岩横观各向同性试验研究
由式(3.1)~（3.3 )对试验结果进行统计分析，2个方向上岩样的三轴抗压强度值的变异系数别是4.25%，3.17%。将2组三轴抗压强度进行总体统计，其变异系数分别是13.39%。
单轴、三轴试验结果表明，虽然岩石材料强度和变形特征受内部微观组构、矿物组合及其物理力学性质等内部控制因素的影响，试验结果存在一定离散性，但由表3.1、3.4可以看出，对于本次试验岩石材料而言，在各种影响因素中岩石材料内部结构颗粒的优势指向性对其强度和变形起着决定性的作用，也就是说试验结果在一定范围内的离散性在整体上并没有掩盖强度和变形的横观各向同性的特征。
3.3.2 三轴抗压强度横观各向同性性质
从图2.10我们可以直观的看出两个方向的岩样的单轴抗压强度的变化，透明柱表示0o方向的试验结果，阴影柱表示90o方向的试验结果。由于层理弱面的影响，相对于0o方向的单轴抗压强度（162.63 MPa，172.72MPa）, 90o方向的单轴抗压强度明显的降低（136.73 MPa,130.75 MPa），显示出明显的强度横观各向同性性质。
210180三轴抗压强度/MPa15012090603001-31-42-32-4 图3.8 0o和90o岩样三轴抗压强度柱状图
Fig. 3.8 The triaxial compression strength bar chart of sample 0o and sample 90o
3.3.3 围压对三轴抗压强度横观各向同性度的影响
由式3.4得等围压三轴抗压强度下岩石材料的横观各向同性度R为0.797，相较于单轴压缩的条件，岩石材料的横观各向同性度下降了，这是由于有围压存在时，岩石材料内部弱面将产生一定程度的压密作用，恢复了材料的力学连续性。张学民等[36]也利用砂岩研究了围压对岩石材料强度横观各向同性度的影响（见表
2.5）。围压的存在可以使得岩石材料的横观各向同性性质具有明显的退化效应，随围压的增加，不同倾角岩石试样的三轴抗压强度也相应增加。由最小峰值破坏强度与最大峰值强度的比值定义的横观各向同性度随着围压的增加逐步增大，这一
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规律对大多数低横观各向同性和中等横观各向同性岩石材料是适用的，而对于强横观各向同性和极强横观各向同性岩石材料随着围压的增加往往趋于某一定值。
表3.5 不同围压下砂岩的横观各向同性度
[36]
Table 3.5 Sandstone, transversely isotropic under different surrounding pressure 围压 角度 20(MPa) 40(MPa) 60(MPa) 0 159.05 190.34 240.13 90o 209.83 219.74 240.69 横观各向同性度 0.761
0.867
0.997
3.4 本章小结
本章采用MTS-815型全数控液压伺服刚性岩石力学试验系统对层状页岩进行了两个方向上的（垂直层理和平行层理方向）单轴和三轴室内压缩试验，研究了单轴抗压强度和三轴抗压强度横观各向同性性质，分析并总结了围压对横观各向同性性质的影响，得到了以下结论：
① 获得了层状页岩两个方向上试样的单轴、三轴全程应力—应变曲线。结果显示：相对于00岩样的单轴抗压强度, 900岩样的单轴抗压强度明显的降低，显示出明显的强度横观各向同性性质。
② 围压对岩石材料的横观各向同性有明显的退化效应。随围压的增加，页岩试样的三轴强度抗压强度也会相应增加，同时两个方向上强度差值会减少，横观各向同性度降低。
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4 不同倾角层状围岩隧道稳定性分析
4 不同倾角层状围岩隧道稳定性分析
随着科学技术的不断进步，解决隧道问题的数值模拟理论和方法发展迅速。由于各种数值方法的不断成功应用，深化了人们对许多隧道工程地质现象的理解，并有力地推动了隧道工程学科的定量化进程。
隧道结构的动静力学计算是一项比较困难的课题。在各种静、动荷载作用下，地层岩土介质与隧道结构相互作用相当复杂。只有那些具有理想的几何形状和材料性态，且载荷形式与边界条件简单的线性体系(或简化弹塑性体系)，我们才能得到较精确的解答。但是，对处于非线性岩土体内的连续或不连续介质和任意几何外形的隧道结构，其力学计算必须借助于数值方法。
目前，数值计算方法不仅由线性发展到高度非线性，由二维发展到三维，同时己考虑到粘性流变、渗流与应力场祸合，损伤，断裂等动力现象。常用的数值分析方法主要为有限单元法、边界单元法、有限差分法、离散单元法等。它们的基本原理、求解方式各不相同，也都具有一定的适用范围。
本章采用有限元方法来模拟在不同倾角层状围岩中开挖隧道的过程，共建立6个模型，包括一个无层面模型及层面倾角分别为0°、22.5°、45°、67.5°和90°的5个模型，研究各个模型围岩应力、位移、塑性区变化规律及初期支护受力特征。
4.1 弹塑性有限元基本方法
有限元方法是根据变分原理求解数学物理问题的数值方法，是工程方法和数学方法相结合的产物，可以求解用解析方法无法求解的问题，特别是对边界条件和结构形状不规则和复杂的结构来讲，更是一种有效的数值方法。有限元最早是在20世纪50年代，由美国波音公司J. Turner和英国伦敦大学的J. H. Argyris提出，而后，美国的R. W. Clongh教授、美国的0. C. Zienkiewicz、美国的R. L. Taylor、
B. M. Irons为有限元的发展作出了不可磨灭的贡献。有限元在我国的发展从本世纪60年始，广泛用于宇航、机械、土木、水利工程等各个领域。近年来，由于计算机技术的飞速发展，有限元理论结合电脑技术在现代各种工程中的应用更是给人们带来了不可言语的方便与快捷。
4.1.1 弹塑性基本理论
弹塑性力学是人类在长期生产斗争和科学实验的丰富成果的基础上发展的一门基础学科。弹性力学和塑性力学是连续介质力学的两个重要分支。弹性力学主要是研究固体材料中的理想弹性体及固体材料弹性变形阶段的应力和变形规律，而塑性力学主要是研究固体材料在塑性工作阶段的应力和变形规律。
固体材料在弹性工作阶段，其应力和应变是线性的，服从虎克定律:当加载时，
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变形随着荷载的增加而线性增长，当荷载卸除后，变形也随之完全消除，恢复到变形前的状态。当材料进入塑性工作阶段后，应力同应变的关系是非线性关系，不服从虎克定律，材料的变形在荷载卸除后不能完全恢复，其不能恢复的变形称之为塑性变形。此外，弹性工作状态和塑性工作状态的差别还体现在加载和卸载条件的不同。处于塑性工作阶段的材料，其应力与
应变的关系还取决于应力历史和应力路径。以应力为坐标建立坐标系，那么坐标系内的每点代表一个应力状态，这样形成的一个空间成为应力空间。 在弹性工作阶段，应力和应变的关系服从虎克定律，即
δ=Dε （4.1）
式中，σ=[σx,σy,σz,τxy,τyz,τxz]T；ε=[εx,εy,εz,γxy,γyz,γzx]T；D为弹性矩阵。上式也可以表示为张量形式，即为：
σij=Dijklεij （4.2）
式中， Dijkl=λδijδkl+λδikδjl+λδilδjl
其中，δij、δik、δil等称为Kroneler-delta函数。
材料开始屈服后，其性态为部分弹性部分塑性，对于任何一个应力增量，应变增量假定为弹性与塑性分量之和，即：
dεij=dεije+dεijp （4.3）
∂F
（4.4） ∂σ∂F∂F∂F∂F
弹塑性矩阵：Dep=D−D{}{}TD[A+{}TD{}]−1
∂σ∂σ∂σ∂σ式中参数A对于理想弹塑性材料，无应变硬化时，A=0，对于任何加工硬化材料，采用塑性加工硬化定律时，可以推导得到：
∂FT∂FσA=− （4.5） ∂σ∂σdε=D−1dσ+dλ4.1.2 围岩强度判据
常用的岩土屈服准则有特雷斯卡(Tresca)屈服准则、米赛斯(Mises)屈服准则、莫尔一库仑(Mohr-coulomb)屈服准则、德鲁克一普拉格(Drucke-Prager)屈服准则等等。这些准则各有各的优点，适用于不同的破坏情况。
本文模型中均采用Mohr-Coulomb屈服准则判断岩体的破坏。该准则认为：固体内任一点剪切破坏时，破坏面上的剪应力τ和作用于该面上由法向应力引起的摩擦阻力应等于或大于材料本身的抗切强度c和作用于该面上由法向应力引起的摩擦阻力σtanϕ之和，即：
τ≥c+σtanϕ （4.6）
文献[37]研究了岩体沿单节理面发生破坏的条件。假设岩体中的层面与最大主应力方向呈β角，受σ1，σ3作用，如图4.1所示。由图可见，当层面与主应力夹角β满足β1≤β≤β2时，在如图所示的应力状态下，作用在层面上的法向及切向应
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4 不同倾角层状围岩隧道稳定性分析
力已满足屈服条件，岩体将沿岩层面发生塑性滑移;当β<β1或β>β2时，若作用于岩块上的应力满足屈服条件，岩体将在岩石中发生破坏，层面对其强度影响不大。β1、β2的大小与层理的内摩擦角ϕj、内聚力cj及岩体的应力状态有关，据图
4.1中的几何关系可得：
2cctgϕ+σ1+σ3ϕj1
β1=arcsin[jsinϕj]+ （4.7）
σ1−σ322
ϕj12cjctgϕ+σ1+σ30
β2=90+−arcsin[sinϕj] （4.8）
σ1−σ322
当层面处于极限应力平衡状态时，作用在层面上的法向应力σn和切向应力τn
满足Mohr-Coulomb破坏准则，此时：
σ1−σ3=2
cj+σ3tgϕj
(1−tgϕj⋅ctgβ)sin2β （4.9）
即当σ1、σ3满足式（4.9）时，岩体将沿层面发生塑性流动，否则，岩体的应力状态将按岩石的强度条件进行判断。
图4.1 单层面岩体力学性质 Fig. 4.1 mechanical property of single lay
4.1.3 有限元分析过程
有限元法在实际工作中的应用，其基本步骤如下所述：
第一步，离散结构结构的离散化。这是有限元法的基本概念，具体是指把将要进行分析的结构物分割成有限个单元体，并在单元的指定地点设相关节点，这样，相邻单元的有关参数就具有一定的连续性。把所有的单元集合起来，用这个集合体来取代原来的结构。如果分析的对象是连续体，那么为了有效地逼近实际的连续体，就需要考虑选择单元的形状和分割方案以及确定单元和节点的数目问题。
第二步，确定位移模式。结构离散后，就可以对结构的典型单元进行特性分
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析。为了能够利用节点位移表示单元体的位移、应力和应变，在分析连续体问题时，必须对单元位移做出一定的假定，也就是假定位移是坐标的某种简单的函数，这种函数称为位移模式或插值函数。
选择适当的位移函数是有限元法分析中的关键。选择位移函数一般用多项式表示，因为多项式的数算(微分和积分)比较方便，并且由于所有光滑函数的局部，都可以用多项式逼近，得到理想的结果。在选择位移模式时，应该注意以下事项： ① 多项式项数应该等于单元的自由度数； ② 多项式阶次应包含常数项和线性项； ③ 单元自由度应等于单元节点位移的个数。
通常根据选定的位移模式，就可以导出用节点位移表示单元内任一点的位移关系式，其矩阵形式是：
{f}=[N]{δ}e （4.10）
式中：{f}是单元内任一点的位移列阵；[N]是元的形函数矩阵；{δ}e是单元的节点位移列阵。
第三步，分析单元的力学特性
这主要包括以下的内容:
1）利用几何方程，由位移表达式（4.10）导出节点位移表示单元应变的关系式：
{ε}=[B]{δ}e （4.11）
式中：{ε}是单元内任一点的应变列阵；[B]为单元应变矩阵。
2）利用本构方程，由应变的表达式导出节点位移表示单元应力的关系
{σ}=[D][B]{δ}e （4.12）
式中：{σ}为单元内任一点的应力矩阵；[D]为与材料有关的弹性矩阵。
3）利用变分原理，建立单元的平衡方程：
{F}e=[k]e{δ}e （4.13）
式中：[k]e为单元的刚度矩阵，其表达式为：
[k]e=∫∫∫v[B]T[D][B]dxdydz （4.14）
4）集合单元平衡方程，建立整个结构的平衡方程。
这个过程主要包括单元刚度矩阵的几何和单元等效节点力列阵的集合。一般来说，集合依据的理由是要求所有相邻单元在公共节点处的位移相等。那么，整个结构的平衡方程式就可以表示为：
{K}[δ]={F} （4.15）
这些方程还应该考虑集合边界条件作适当的修改之后，才能够解出所有
的未知节点位移。
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4 不同倾角层状围岩隧道稳定性分析
第五步，求解未知节点位移和计算单元应力。 由集合起来的平衡方程式(4.10)求出未知位移。 第六步，计算单元应力
具体是指利用式(4.15)和己经求出的节点位移计算各单元的应力，并加以整理得出所要的结果。
4.1.4 MIDAS/GTS 有限元软件简介
MIDAS软件是由韩国浦项集团成立的CAD/CAE研发机构于19年开发的。自被开发以来，MIDAS IT不断致力于有限元与仿真方面的研究，
GTS(Geotechnical&Tunnel analysis System，岩土与隧道分析系统)就是在其基础上发展而形成的。与其他分析软件相比，虽然其发展的时间还比较短，但是它在隧道工程与特殊结构领域方面为我们提供了一个崭新的解决方案。目前，MIDAS软件已经成功地运用到了全球上千个实际工程中，其程序的可靠性已经得到了工程实践的认证，同时也己经通过了QA/QC质量管理体的认证，能确保计算结果的精度和质量。MIDAS/GTS是经过岩土隧道领域国内外专业计数人员和专家的共同努力，并考虑实际设计人员的需要，用VisualC++在Windows环境下开发的。
MIDAS/GTS是针对岩土隧道领域结构分析所需的功能直接开发的程序。与其他岩土隧道分析软件相比有其自身的特点，它不仅是通用的分析软件，而且包含了岩土和隧道工程领域最新发展技术的专业程序，可以进行应力分析、渗流分析、应力一渗流耦合分析、动力分析、边坡稳定性分析、衬砌分析，提供了包括静力分析、施工阶段分析、稳定流分析、非稳定流分析、特征值分析、时程分析、反应谱分析的强大功能。在材料模型方面也提供了可供用户选择的13种本构模型，如常用的Tresca模型、Von Mises模型、Drucker-Prager模型、Mohr-Coulmb模型、
Hoek-Brown模型、Strain Softening模型、Hyperbolic(Duncan-Chang)模型、Cam Clay模型、ModifiedCam-Clay模型、Jointed Rock Mass模型等。用户也可以根据自己的需要自定义所需的本构模型。MIDAS/GTS具有尖端的可视化界面系统，提供了面向任务的用户界面，可以对复杂的几何模型进行可视化的直观建模，网格的自动划分，直观的施工阶段定义与编辑都为计算分析提供了方便。MIDAS/GTS独特的Multi-Frontal求解器提供最快的运算速度，这也是其强大的功能之一。在后处理中，它能以表格、图形、图表形式自动输出简洁实用的计算书，给用户带来极大的方便。
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4.2 数值模型的建立
4.2.1 数值模拟方案
本章分析不同倾角层状围岩隧道稳定性。共建立6个模型，包括一个无层面模型及层面倾角分别为0°、22.5°、45°、67.5°和90°的5个模型。围岩用实体单元模拟，喷射混凝土选择板单元，锚杆选择植入式单元。岩体采用弹—塑性本构模型。前述实验已经得出，围压的存在，可以使得层状围岩横观各向同性性质退化，故本模型强度准则采用Mohr-Colunm准则，喷射混凝土层采用非线性弹性本构模型。开挖步长2m，开挖后立即施作初期支护，初期支护采用锚喷支护，其中锚杆采用直径22mm砂浆锚杆，长度3.5m,环距1.2m. 采用C20喷射混凝土，厚10cm。各层围岩厚度都取为3m。
对层状围岩之间的层面的模拟，目前有夹层单元和接触单元两种模型。邓彬、周晓军等[38]研究发现，当夹层厚度取为10cm时，计算所造成的误差为5.75%左右；当夹层厚度取为5cm时，计算所造成的误差在3.21%左右。考虑到本模拟的精度要求，采用夹层模型模拟层面是可行的。因此，本文采用夹层单元来考虑层面的影响，即在层状围岩之间插入一较薄（厚度为0.05m）层理弱面。具体模型见图
4.2：
图4.2 各模型网格图
Fig. 4.2 Gridding diagram of six models
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4 不同倾角层状围岩隧道稳定性分析
4.2.2 分析区域与边界条件
从理论上来讲，在距离开挖等施工部位无限远处，围岩的应力以及位移不受开挖等施工内容的影响。但是，在有限元方法的实施过程中，不可能把分析范围取为无限大。由于岩体的局部开挖仅仅对一定范围内的围岩有明显的影响，所以有限元法所需要分析的区域就可以取到有明显影响的范围内，对于实际的问题就可以认为分析区域约束边界上的位移为零。到底这个影响范围取多大，从所查资料来看，不同学者所选取的单元网格的范围相差很大。据计算，在3倍跨度处，应力变化一般在5%以下，在5倍跨度处，应力变化一般在1%以下。所以，考虑工程的需要和有限元的离散误差以及计算误差，有限元的分析区域可取为6倍跨度，在这个范围的边界上，可以认为开挖引起的位移为0，或者认为其边界上的应力即岩体的初始应力。
考虑到本文的数值试验具体情况与试验精度要求，本文按照下面所述来确定分析区域与边界条件：分析区域取宽×高×厚=70(6D) m×60 m (5D)×20 m（2D）的有限元网格剖分范围；左右边界约束X方向上的位移、前后边界约束Y方向上的，下边界采用简支位移、在模型上边界施加垂深400m的地层压力（σv=10MPa）固定。如图4.3所示
图4.3 分析区域及边界条件示意图
Fig. 4.3 Schematic diagram of analysis area and boundary condition
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4.2.3 初始地应力场的确定
下面是一些工程设计中选用原岩应力值的原则和经验：
① 若有当地实测地应力数值时，工程设计中应以实测值作为工程设计中的计算参数。虽无实测值，但已测得洞壁位移，则可通过计算或反演计算确定原岩应力。
② 无量测数值时，垂直原岩应力可以按自重应力计。但应当注意，埋深很小时可能会出现偏差。
③ 无量测数据时，侧压系数λ应视下列情况确定：
1) 有邻近工程的实测数据时，可参考采用邻近工程的数值 2) 无明显构造应力地区，弧山地区以及河谷谷坡附近处取λ＜1。 3) 构造应力地区，距地表较深的区域可取λ≥1。 4) 黄土地层中λ值大约在0.5~0.6。 5) 松散软弱地层中λ值大约在0.5~1。
根据国内外实测资料统计，σh多数大于σv，并且最大水平应力σhmax与实测垂直应力σv的比值，即测压系数λ，一般为0.5~5.5，大部分在0.8~1.2之间。本文模拟的是埋深400m的构造应力地区，结合工程经验及选用原岩应力值的原则，确定初始应力场为构造应力场，，竖向地应力为自重应力，侧压系数λ取为1.2。
4.2.4 计算参数的选取
本文数值仿真试验所需的参数主要有围岩（岩层与结构面）的物理力学参数、喷射混凝土层的力学参数以及锚杆的物理力学参数。
由上述岩样的单轴抗压强度试验得到围岩平均弹性模量33GPa.
岩体完整性指数kv是评价岩体完整程度的重要指标，鉴于上述试验弹性模量是通过具体的岩样得到的，需转换成隧道围岩体的的弹性模量，根据地勘报告和施工现场综合分析，结合岩体完整程度分列表，取0.45。
表4.1 岩体完整程度分类
Table 4.1 The rock intergrity degree classification
完整性指数 >0.75 0.75-0.55 0.55-0.35 0.35-0.15 <0.15 完整程度
完整
较完整
较破碎
破碎
极破碎
岩体的弹性模量E=33×0.45=14.85GPa，取为15 GPa，层面取为0.5GPa。其他参数根据公路隧道设计规范选取材料物理力学参数，如表4.2所示。
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4 不同倾角层状围岩隧道稳定性分析
表4.2 围岩与初支的物理力学参数
Table 4.2 Surrounding rock and supporting structure physical mechanical parameters 类别
弹模/GPa
粘结力/MPa
内摩擦角/o
泊松比
重度/KN/m3
围岩 15.0 1.5 45 0.27 27 层面 0.5 0.5 25 0.45 26 锚杆 210 / / 0.21 27 喷射混凝土 21
/
/
0.23 22
4.2.5 施工过程控制
本文隧道施工采用全断面开挖方法，模拟的隧道长度为20m,施工进尺为2m，整个施工过程分11个施工步：
第一步为初始步，添加上初始参与计算的单元； 第二步开挖2米，同时施作喷射混凝土和锚杆；
第三步到第十一步均每次挖2米，并且同时施作喷射混凝土和锚杆；
MIDAS/GTS一般使用荷载释放系数模拟删除单元后各施工阶段的效果，根据工程经验和相关资料，这里所采用的围岩应力释放系数，开挖瞬间释放60%，初期支护施作后释放其于40%。
4.3 模拟结果分析
4.3.1 围岩应力特征
① 围岩最小主应力特征
图4.4 选取分析单元示意图
Fig. 4.4 Selected analysis element schematic diagram
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选取较典型位置处的单元，如图4.4所示。6个模型均选取前3m隧道围岩拱顶、拱底、左右边墙中点处单元各一个，得到各单元的第一主应力随施工步变化情况，如图4.5~4.8所示。
施工步00-1第一主应力/MPa12345671011-2-3-4-5-6-7无层面0度22.5度45度67.5度90度
图4.5 各模型拱顶单元第一主应力随施工步变化情况 Fig. 4.5 Vault element first principal stress changing situation
of six models along with construction
施工步0123456710110-1第一主应力/MPa-2-3-4-5-6-7-8无层面0度22.5度45度67.5度90度
图4.6 各模型拱底单元第一主应力随施工步变化情况 Fig. 4.6 Intrados element first principal stress changing situation
of six models along with construction
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4 不同倾角层状围岩隧道稳定性分析
施工步00-1第一主应力/MPa12345671011-2-3-4-5-6-7无层理0度22.5度45度67.5度90度 图4.7 各模型左边墙单元第一主应力随施工步变化情况 Fig. 4.7 Left side wall element first principal stress changing situation
of six models along with construction
施工步00-1第一主应力/MPa12345671011-2-3-4-5-6无层面0度22.5度45度67.5度90度
图4.8 各模型右边墙单元第一主应力随施工步变化情况
Fig. 4.8 Right side wall element first principal stress changing situation
of six models along with construction
MIDAS/GTS 有限元软件规定围岩应力受拉为正、受压为负，第一主应力即为最小主应力。从图4.5~4.8图可以明显看出在不同层面倾角下，围岩几个不同位置处的单元第一主应力随掌子面推进的变化。
随着掌子面的推进，各个模型的各处单元围岩应力释放都大致在前4步完成。拱顶处第一主应力随着倾角的增大，数值也增大，对于岩土这种受压性能远强于受拉性能的材料来说，压力增加对于拱顶围岩的稳定是有利的；拱底处围岩开挖初始阶段，以0度模型受力最大。最终阶段，除67.5度、90度外，各模型第一主应力都释放完毕。值得注意的是，0度模型第一主应力云图中，在拱底位置，还出现了拉应力，显示出0度模型的拱底受力最为不利；左边墙最终阶段，以0度模
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型数值最小，高倾角模型数值较大，显示出高倾角模型中达到的最终第一主应力值对左边墙围岩稳定是比较有利的；模型最终阶段右边墙第一主应力除无层面模型外以90度模型数值最大，显示出层面的存在使得右边墙第一主应力不利于围岩的稳定。
② 围岩剪应力特征
图4.9为各模型最终阶段剪应力计算结果
（a）无层面模型 （b）0度模型
（c）22.5度模型 （d）45度模型
（e）67.5度模型 （f）90度模型
图4.9 各模型最终阶段剪应力计算结果
Fig. 4.9 The results of shear stress of six models at the final stage
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4 不同倾角层状围岩隧道稳定性分析
围岩受到较大剪应力可能破坏，从图4.9可以看出，各模型开挖所引起的剪应力主要出现在两侧拱腰和拱脚端部，在隧道围岩周围呈“X”型分布，但各模型的剪应力分布范围、大小、应力集中范围各有不同。如表4.3所示：
表4.3 各模型剪应力分布情况
Table 4.3 Shear stress distribution of six models
模型
最大值（MPa）
最小值（MPa）
分布范围
应力集中范围
第五 第四 第三 第一 第六 第二
无层面 6.10 0度 6.97 22.5度 7.92 45度 4.66 67.5度 6.06 90度 5.98
-5.33 第四 -7. 第一 -5.57 第二 -6.28 第六 -5.45 第三 -5.09 第五
注：分布范围指的是模型剪应值分布区间的大小；应力集中范围指的是模型剪应力值最大值的区域占总区域的大小。
从表4.3我们可以看出，隧道开挖后，相对无层面模型，0度和22.5度模型出现了较大的剪应力，其最大值分别是6.97MPa和7.92MPa，，最小值分别是-7. MPa和-5.57 MPa，它们的剪应力的分布范围也较大，但应力集中范围不大；67.5度、
90度模型剪应力值大小、分布范围与无层面模型大致相等，但90度模型应力集中范围较大；而45度模型的剪应力最大值最小，为4.66MPa，但其最小值数值较大为6.28MPa，其应力分布范围最小，而应力集中范围最大。由云图我们还可以看出，
22.5度、67.5度、及45度模型剪应力分布具有明显的倾角影响效应。
4.3.2 围岩位移特征
选取较典型位置处的节点，6个模型均选取前3m隧道围岩拱顶、拱脚、左右边墙中点处节点各一个（同图4.3），得到各节点的位移，如图4.10~4.13所示。 由图4.10我们可以看出，相对无层面模型，各个模型的拱顶下沉量都有所增加，各模型的拱顶下沉在前4步急剧增加，而后缓步增加，最终趋于稳定。最终阶段以0度模型位移量最大，达到了11mm，是无层面模型的2倍左右，显示出在水平的层状岩体中，需加强拱部的支护。随着倾角的增大，拱顶下沉量大致是先减小再增大，但数值相差都不太大。
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141210无层面0度22.5度45度67.5度90度位移/mm8200123456施工步71011
图4.10 各模型拱顶节点各施工步位移变化值 Fig. 4.10 Vault element displacement changing situation of six
models along with construction
141210无层面0度22.5度45度67.5度90度位移/mm8200123456施工步71011
图4.11 各模型拱底节点各施工步位移值
Fig. 4.11 Intrados element displacement changing situation of six
models along with construction
注：拱底上扬值取的都是各模型的拱底上扬最大值，其位置除无层面和0度模型外，大致都在层面与隧道相交处，无层面和0度模型处取的是拱底中心的位置。
由图4.11可以看出，相对无层面模型，各个模型的拱底上扬量都有所增加，各模型的拱底上扬在前5步急剧增加，而后缓步增加，最终趋于稳定。最终阶段拱底上扬量22.5度模型最大（12.7mm）,0度模型次之（11.2mm）,其余各个模型大致相等。各模型的拱底上扬计算结果比较大，这应该是由于拱底未做初期支护造成的。
图4.12～4.13为各模型左右边墙处的施工位移。由图4.12～4.13可以看出，0
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4 不同倾角层状围岩隧道稳定性分析
度模型和无层面模型的左右边墙水平位移都相当小，但随着倾角的增大，各个模型的左右边墙水平位移急剧增大，显示出层面对隧道左右边墙水平位移的影响是相当大的。各模型左右边墙水平位移都在前4步急剧增加，而后缓步增加，最终趋于稳定。最终阶段，左、右边墙水平位移都是67.5度模型最大，显示出高倾角层状岩体需加强边墙处的支护。
无层面0度22.5度45度67.5度90度位移/mm32100123456施工步71011
图4.12 各模型左边墙节点各施工步位移值
Fig4.12 Left side wall element displacement changing situation
of six models along with construction
65无层面0度22.5度45度67.5度90度位移/mm43210012345678施工步91011
图4.13 各模型右边墙节点各施工步位移值
Fig. 4.13 Right side wall element displacement changing situation
of six models along with construction
综合隧道围岩各个位置处的位移情况，可以看出层面的存在使得隧道开挖后关键点的位移均有增加,对左右边墙位移的影响最为显著，无结构面时,开挖后隧道边墙中点的位移比较小,当层面倾角大于22.5°时,隧道开挖后左右边墙的位移显著
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增大,且倾角越大,左右边墙处的位移也越大。层面倾角为67.5°时，左、右边墙处的位移分别是无层面时相应部位位移的2.8与3.3倍。同时，有层面时隧道拱顶中点的位移以及底部中点的位移也有所增大。层面倾角为0°时拱顶中点位移是无层面相应部位位移2倍左右。
4.3.3 围岩塑性区特征
围岩有效塑性应变PE可以直观的反应出塑性应变的大小与分布范围，是判定围岩稳定性的一个很直观的参数值。图4.14为各个模型最终阶段塑性区分布图。
（a）无层面模型 （b）0度模型
（c）22.5度模型 （d） 45度模型
（e）67.5度模型 （f）90度模型
图4.14 各模型最终阶段塑性区分布图
Fig. 4.14 The plastic nature,s distribution of six models at the final stage
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4 不同倾角层状围岩隧道稳定性分析
由图4.14可以看出，各模型的塑性区的分布范围及大小明显受到了层面的影响。表4.4 列出了各个模型最终阶段塑性区的位置及范围的大小：
表4.4 各模型最终阶段塑性区的位置及范围的大小
Table 4.4 the plastic natures position and range at the final stage of six models 指标 模型 无层面 0度 22.5度 45度 67.5度 90度
位置 占洞周比率 ,
两端拱脚 7%
拱顶两侧、拱底、左右边墙下部 65%
拱顶左侧、左拱底、拱脚 45% 拱顶至左拱脚、拱底、右边墙下部 70% 拱顶至左拱脚、右拱底、右边墙上部 65%
左右边墙上部、两端拱脚 50%
注：占洞周比率指的是隧道轮廓出现塑性区的部位占隧道总的轮廓比率。
由图4.14我们可以得出下列结论：
① 无层面模型的两端拱脚处由于开挖轮廓面的不光滑过渡，应力集中系数过大而出现塑性区，但塑性区范围只占洞周7%左右，其他具有层面的模型的塑性区范围都在45%以上。显示出层面的存在使得围岩塑性区范围都大大增大了，这是由于层面的切割使得围岩质量下降，围岩更容易进入塑性区；
② 各具有层面模型塑性区的分布部位关于其层面具有一定的对称性； ③ 22.5度、45度、67.5度模型中，垂直于层理方向围岩进入了塑性状态，在层状围岩的支护中，此部位是应该加强的；
④ 45倾角模型的塑性区分布最广，说明此时模型中的应力最为集中，而使岩体内的塑性区范围较大；
⑤ 各具有层面的模型的底部塑性区都较大，这是由于本模型拱底未做初期支护造成的；
4.3.4 初期支护内力特征
初期支护由锚杆与喷射混凝土两部分组成。锚杆内力如图4.15所示，喷混内力如图4.17所示。 ① 锚杆轴力
45
重庆大学硕士学位论文
(a) 无层面模型
(b) 0度模型
(c) 22.5度模型
46
4 不同倾角层状围岩隧道稳定性分析
(d) 45度模型
(e) 67.5度模型
(f) 90度模型
图4.15 各模型最终阶段锚杆轴力图
Fig. 4.15 The bolt,s axial force diagram of six models at the final stage
47
重庆大学硕士学位论文
图4.16为各个模型锚杆轴力最大值的柱形图。由图4.15、4.16可以看出，具有层面的模型相对无层面的模型，其锚杆所受最大拉力都增加了；锚杆轴力均为拉力，且大小沿杆长发生变化；层面面处锚杆所受的轴力明显大于其它地方，这是因为当锚杆穿过不连续面时，在不连续面附近两侧，锚杆中会同时产生较大拉力。
120100806040200无层面0度22.5度45度67.5度90度
图4.16 各模型锚杆轴力最大值
Fig. 4.16 The bolt axial force maximum of six models
无层面模型锚杆轴力较小，分布相对均衡；0度模型锚杆轴力分布具有对称性，其最大拉力98.4MPa出现在拱顶两侧层面与隧道相连接处，拱顶处的锚杆大于边墙处锚杆，说明在水平层状岩体中拱顶锚杆对改善围岩特性和抑制拱顶变形发挥了一定作用；22.5度和45度模型的最大拉应力出现在拱顶两侧层面与隧道相连接处，同时其左拱部处锚杆轴力明显大于右拱部；67.5度模型锚杆轴力最大值出现在右拱部，这可能是由于其倾角较大，右侧岩体有下滑的趋势，使得锚杆内力增大；90度模型边墙处锚杆轴力要大于拱部锚杆轴力，说明在竖直层状岩体中，边墙处锚杆比拱部锚杆更能起到改善围岩特性和抑制洞周变形作用。
② 喷射混凝土内力特征
表4.5列出了最终阶段喷射混凝土各内力情况。
由表4.5可以看出，层面的存在使得喷射混凝土的各个内力都增大了。X方向轴力以0度模型最大，是无层面模型的2倍左右，67.5度模型与无层面模型大致相等。Y方向轴力以45度模型最大，是无层面模型的3倍左右，0度模型内力也较大；X方向的弯矩22.5度模型、45度模型都较大，其余3个模型大小相差不大；
Y方向的弯矩45度模型、90度模型较大、均达到了无层面模型的4倍左右。XZ面上的剪应力各个模型相较于无层面模型，提高的幅度都很大，最小的45度模型
48
4 不同倾角层状围岩隧道稳定性分析
也达到了9倍左右。综合考虑各个模型的喷射混凝土的内力情况， 67.5度的模型的喷射混凝土内力较小。
表4.5 各模型最终阶段喷射混凝土内力情况
Table. 4.5 The shotcrete internal force at the final stage of six models 指标 模型 Fxx（kN） Fyy（kN） Mxx(kN·m)Myy(kN·m) Qzx（kN） -48.7~25.4
无层面 -2372.3~502.7 -2110.4~466.90度 -4272.5~-84.3 -4485.3~170.322.5度 -3829.2~161.2 -4137.3~574.045度 -3687.8~436.1 -6025.1~474.767.5度 -2558.6~312.7 -3377.1~632.390度 -3157.2~379.5 -3771.2~413.2
-4.7~3.1 -4.6~3.7
-8.9~9.1 -8.6~7.4 -538.8~657.5 -13.5~5.9 -9.2~8.6 -3.9~604.2 -10.8~9.3 -17.2~13.3 -417.5~308.5 -8.7~2.9 -10. 1~7.2 -513.5~253.6 -8.4~8.3 -16.6~8.4 -453.2~371.4
4.4 本章小结
本章利用弹塑性有限元法分别模拟了不同倾角的层状围岩隧道稳定性。共建立6个模型，包括一个无层面模型及层面倾角分别为0°、22.5°、45°、67.5°和90°的5个模型，分析研究了各个模型围岩应力、位移、塑性区变化规律及初期支护受力特征，得到如下结论：
① 拱顶处第一主应力随着倾角的增大，数值也增大；0度模型的拱底受力最为不利；左边墙最终阶段，以0度模型数值最小，高倾角模型数值较大；右边墙最终阶段第一主应力除90度模型外以无层面模型数值最大，显示出层面的存在使得右边墙第一主应力不利于围岩的稳定。
② 层面对左右边墙位移的影响最为显著，无层面及0度模型时,开挖后隧道边隧道开挖后左右边墙的位移显著增墙中点的位移相当小,当层面倾角大于22.5°时，
大,且倾角越大,左右边墙处的位移也越大。同时,有层面时隧道拱顶中点的位移以及底部中点的位移也有所增大。
③ 层面的存在会降低围岩质量、使得塑性区的范围增大，且塑性区的分布位置及大小随着层面倾角的变化而变化；在高倾角模型中，垂直于层理方向围岩都会进入塑性状态，这一部位在初期支护中是需要加强的。
④ 0度模型拱顶处的锚杆大于边墙处锚杆；22.5度和45度模型的左拱部处锚杆轴力明显大于右拱部；67.5度模型锚杆轴力最大值出现在右拱部；90度模型边墙处锚杆轴力要大于拱部锚杆轴力。
⑤ 综合考虑各个模型的喷射混凝土的内力情况，67.5度的模型的喷射混凝土内力较小。
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5 层状围岩隧道锚杆支护参数优化
5.1 前言
支护在地下工程中用的很普遍，它指的是加强地下硐室周边岩石稳定性、保持其承载力所采用的方法和材料，支护应用的主要目的就是利用和保持岩体的固有强度使岩体成为自我支撑体。在这种情况下，把所使用的方法和材料称之为加固更合适一些。支护方法对隧道掘进速度、支护材料消耗、支护成本等有着直接影响。与地上工程相比，地下工程的计算要复杂得多，目前尚无一种很合理的地下支护结构的计算与设计方法。一般而言，大多数隧道设计均是根据围岩级别进行支护参数的选取，锚杆通常都是全断面布置。
对于层状围岩而言，层面的存在不仅使岩体质量下降显著，同时造成了围岩的不连续性，使围岩的变形和破坏与非层状岩体相比有其特殊的形态，层状围岩的变形和破坏很大程度上受层面控制，易于发生沿层面的滑动。
本章根据根据前述分析得出的层状围岩锚杆的受力特征，从经济的角度，以0度、45度模型为例，从锚杆长度、锚杆布置两个方向提出层状围岩隧道锚杆支护参数优化的建议方案。
5.2 锚杆支护设计理论简介
文献[39]列出了目前国内外主要锚杆支护设计理论。分别是：悬吊理论、组合梁理论、组合拱（压缩拱）理论和最大水平应力理论等。
5.2.1 悬吊理论
锚杆支护的作用就是将洞室顶板较软弱岩层悬吊在上部稳定岩层上，以增强较弱岩层的稳定性。对经常遇到的层状岩体，当洞室开挖后，直接顶因弯曲、变形与老顶分离，若锚杆及时将直接顶挤压并悬吊在老顶上，或悬吊在比较稳定的岩层上，就能减小和直接顶的下沉和离层，以达到支护的目的(图5.1示)。开掘洞室后应力重新分布，围岩中一定区域内的松软岩层可能发生松动和破裂现象，或被弱面切割的岩块因失去约束而成为关键块体，即出现危石，这时，锚杆的悬吊作用就是利用其抗拉能力，将这部分易冒落松软岩层或危石悬吊在深部未松动岩层上。
锚杆的悬吊作用理论能很好地解释锚杆长度范围内存在稳定岩层的情况，但不能说明松软岩层高度超出锚固范围情况下的锚杆作用机理。只适用于洞室顶板，不适用于帮、底，且开掘洞室的顶板在一定范围内，必须有坚硬稳定的岩层。当跨度较大的软岩洞室中普氏拱高超过锚杆长度，或顶板软弱岩层较厚、围岩破碎区范围较大时，无法将锚杆锚固到上面坚硬岩层或者未松动岩层上，悬吊理论就
50
5 层状围岩隧道锚杆支护参数优化
不适用。
（a）破碎顶板 （b）软弱层状顶板 （c）危险块体
图5.1 锚杆的悬吊作用
Fig. 5.1 The bolt hanging action
5.2.2组合梁理论
如果拱顶岩层中存在若干分层，其原理是：一方面通过锚杆的轴向作用力将拱顶各分层夹紧，以增强各分层间的摩擦作用，防止岩层沿层面滑动，避免各岩层出现离层现象；另一方面，借助锚杆自身的横向承载能力，提高顶板各分层间的抗剪切强度以及层间粘结程度，阻止岩层间的水平错动，从而将洞室顶板锚固范围内的几个薄岩层锁紧成一个较厚的岩层，使各分层在弯矩作用下发生整体弯曲变形，呈现出组合梁弯曲变形特征，从而达到提高顶板的抗弯刚度及强度的目的。组合梁理论只适合于层状顶板锚杆支护的设计，不能用于隧道拱顶、底的支护设计。
锚固的拱顶岩层发生弯曲变形时，拱顶岩层中的最大拉应力为：
6
(δmax)叠=2Mmax （5.1）
nh锚固后的拱顶岩层发生弯曲变形时，其中所产生的最大拉应力为：
6
(δmax)组=Mmax （5.2） 2
(nh)
两式相比，可得
(δmax)叠
=n （5.3）
(δmax)组
式中：(δmax)叠为以叠合梁方式弯曲时岩层中的最大拉应力；(δmax)组为以组合梁方式弯曲时岩层中的最大拉应力；Mmax为拱顶岩层所受的最大弯矩；h为拱顶岩层的分层厚度；n为拱顶岩层的分层数。
可见，在相同横力弯曲载荷条件下，形成组合梁后的最大拉应力仅为叠合梁
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状态下的l/n，从而使其抗弯能力得到明显提高。
5.2.3 压缩拱理论
在拱形巷道围岩的破裂区中安装预应力锚杆时，在杆体两端将形成圆锥形分布的压应力，如果沿巷道周边布置锚杆群，只要锚杆间距足够小，各个锚杆形成的压应力圆锥体将相互交错，就能在岩体中形成一个均匀的压缩带，即承压拱（亦称组合拱或压缩拱），这个承压拱可以承受其上部破碎岩石施加的径向荷载。在承压拱内的岩石径向及切向均受压，处于三向应力状态，其围岩强度得到提高，支撑能力也相应加大。因此，锚杆支护的关键在于获取较大的承压拱厚度和较高的强度，其厚度越大，越有利于围岩的稳定和支撑能力的提高。
5.2.4 最大水平应力理论
W.J.Gale认为，地下岩层的水平应力通常大于垂直应力，水平应力具有明显的方向性，隧道拱顶拱底的稳定性主要受到水平应力的影响。在最大水平应力作用下，拱顶拱底岩层易于发生剪切破坏，出现错动与松弛而膨胀造成围岩变形，锚杆的作用即是约束其沿轴向的岩层膨胀和垂直于轴向的岩层剪切错动，如图5.2所示。
图5.2 锚杆加固示意图
Fig. 5.2 Schematic diagram of the bolt reinforcement
5.3 锚杆支护参数选用原则
文献[40]列出了选用锚杆支护的参数的一些原则：
① 锚杆应当采用局部布置与系统布置相结合的原则。为防止危石和局部滑塌，应重点加固节理面和软弱夹层，重点加固部位放在顶部和侧壁上部。为防止围岩整体失稳，当原岩的最大主应力位于垂直方向时，应重点加固两侧，但围岩顶部仍配以相当数量的锚杆。而当最大主应力位于水平方向时，则应把锚杆重点
52
5 层状围岩隧道锚杆支护参数优化
配置在围岩顶部。
锚杆数量多少及锚杆间距的选定，一般应以充分发挥喷层作用和施工方便为原则，即通过锚杆数量的变化使喷层始终具有有利的厚度。合理的锚杆数量是恰好使初期支护的喷层刚好达到稳定状态，而复喷厚度就作为支护强度提高的安全系数。为了防止锚杆之间的岩体发生塌落，通常还要求锚杆纵横向间距不大于锚杆的一半长度，在不稳定围岩中，还不得大于规定的最大间距。此外，锚杆的纵向间距最好与一次掘进的长度相应，以便于施工。
锚杆长度的选取应当是充分发挥锚杆强度作用，并以获得经济合理的锚固效果为原则。因此应当尽量使锚杆应力值接近锚杆抗拉强度或锚固强度。粘结式锚杆沿长度的应力分布不均，利用效率较低，但粘结式锚杆具有较高的锚固力而且施工方面，所以使用这类锚杆通常是有利的。
当原岩应力和洞室断面尺寸大，岩体的C、ϕ值和E值低时应采用较长的锚杆。锚杆过长，锚杆的平均应力就会降低，不能充分发挥效用，因此锚杆长度一般不宜超出塑性区范围。锚杆过短，也难以起到稳定围岩和保护岩体强度的作用，因此锚杆的最小长度一般不应小于围岩的松动区厚度。
目前应用最广的是全长粘结式锚杆，这种锚杆无论洞室大小，岩体软硬均可应用。早强水泥锚杆，一般用于自稳时间短的围岩；端头锚固型锚杆一般用于局部加固围岩及中等强度以上的围岩中。为了防锈，这类锚杆也需要在杆体与孔壁之间注满水泥砂浆。预应力锚索一般用于大型洞室及不稳定块体的局部加固。这类锚索当预张拉力大，或锚固部位岩体软弱破碎时，宜采用水泥砂浆粘结式内锚头，而预张拉力小且锚于中硬以上岩体时宜采用胀壳机机械式锚头。摩擦式锚杆安装后能立即提供支承拉力，有利于及时控制围岩变形，并能对围岩施加三向预应力，而且安装方便，目前主要用于服务期较短的矿山工程。
锚杆直径的选取通常视工程规模，围岩的性质有经验确定，一般全长粘结型锚杆在φ14～22之间。在选取锚杆的钢材类型和直径大小时，还应当充分考虑到尽量发挥锚杆的效用，力求使锚杆杆体的承载力与锚杆的拉力相当，并要考虑与锚杆杆体与砂浆的握裹力及砂浆与围岩间的摩擦力相适应。
5.4 层状围岩隧道锚杆支护参数优化
根据第二章的施工监测资料、第四章的数值分析所得到的层状围岩位移、内力、初期支护受力的特征，从经济的角度，选取具有代表性的0度和45度模型从锚杆长度、锚杆布置两个方向进行隧道的锚杆参数的优化。
53
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5.4.1 0度模型模拟结果及分析
水平层状围岩中，拱部的锚杆、喷射混凝土所受的力大于边墙处的。故0度模型的优化方案为：（1）方案一：把锚杆长度从3.5m减为2.5m，其他支护参数不变，如图5.3（a）所示；（2）方案二：仅在拱部1200范围内布置锚杆，其他支护参数不变，如图5.3（b）所示。
（a）方案一
（b）方案二
图5.3 0度模型锚杆参数优化方案
Fig. 5.3 The bolt scenario optimization of 00 model
① 位移分析
图5.4示出了三种支护方案下的最终阶段水平位移云图。
（a）原方案
5 层状围岩隧道锚杆支护参数优化
（b）方案一
（c）方案二
图5.4 三种方案最终阶段水平方向位移云图
Fig. 5.4 Horizontal displacement nephogram of three optimizations at the final stage
由图中可以看出，两种优化方案的水平位移与原设计方案差别不大，方案一位移大致相等，方案二也仅增加了0.12mm，显示出优化方案对围岩水平位移影响不大。
图5.4示出了三种支护方案下的最终阶段竖直位移云图。由图中可以看出，方案二与原方案拱顶下沉、拱底上扬量几乎相等，显示出取消边墙锚杆对竖直位移影响不大。方案一的拱顶下沉量增加了1.5mm，显示出减小锚杆长度后，拱顶下沉量会增加，但增加值也不大。
55
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（a）原方案
（b）方案一
（c）方案二
图5.5 三种方案最终阶段垂直方向位移云图
Fig. 5.5 Vertical displacement nephogram of three optimizations at the final stage
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5 层状围岩隧道锚杆支护参数优化
② 锚杆轴力分析
图5.6为三种方案下最终阶段锚杆轴力图。从图中可以看出，锚杆轴力均为拉力，且大小沿杆长发生变化，通常在层面处锚杆所受轴力明显大于其他地方。这是因为当锚杆穿过不连续面时，在不连续面附近两侧，锚杆中产生较大拉应力。在原方案中，拱部锚杆承受了较大的拉力，说明锚杆对改善围岩特性和抑制洞周变形起到了一定作用。但是边墙部位锚杆所受拉力较小，没有发挥其应有的作用。方案二中将边墙一部分部位锚杆去掉，调整后部分锚杆所受的最大轴力有所增加，但增加量有限，各锚杆所受最大轴力约为12~100KN之间，小于抗拔力120KN。方案一中锚杆长度减小后，锚杆的轴力增加稍微大些，最大值达到了109KN，但仍小于抗拔力120KN。
（a）原方案
（b）方案一
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（c）方案二
图5.6 三种方案最终阶段锚杆轴力图
Fig. 5.6 The bolt axial force of three optimizations at the final stage
③ 塑性区分布
图5.7为三种方案下最终阶段塑性区的分布图。从图中可以看出，方案二与原方案一的塑性区分布的部位、范围的大小都几乎相等，说明取消部分边墙锚杆的支护方案对围岩塑性区影响很小。而方案一的塑性区有所增大，但增加量也有限,说明优化方案一对围岩的塑性区影响也很小。
（a）原方案
（b）方案一 （c）方案二
图5.7 三种方案最终阶段塑性区分布图
Fig. 5.7 The plastic nature, distribution of three optimizations at the final stage
58
5 层状围岩隧道锚杆支护参数优化
5.4.2 45度模型模拟结果及分析
45度层状围岩中右边墙处锚杆受力较小，故45度模型优化方案为：（1）方案一：把锚杆长度从3.5m减为2.5m，其他支护参数不变，如图5.8（a）所示；（2）方案二：减少右边墙处锚杆，其他支护参数不变，如图5.8（b）所示。
（a）方案一
（b）方案二
图5.8 45度模型锚杆参数优化方案
Fig. 5.8 The bolt scenario optimization of 450 model
① 位移分析
图5.9示出了三种支护方案下的最终阶段位移云图。
（a）原方案
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（b）方案一
（c）方案二
图5.9 三种方案最终阶段水平方向位移云图
Fig. 5.9 Horizontal displacement nephogram of three optimizations at the final stage
由图中可以看出，相对与原设计方案，优化方案的水平位移都稍有增加，方案一增加了0.3mm，方案二增加了0.2mm，增加的量极小，显示出优化方案对围岩水平位移影响不大。
图5.10示出了三种支护方案下的最终阶段竖直位移云图。
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5 层状围岩隧道锚杆支护参数优化
Fig. 5.10
（a）原方案
（b）方案一
（c）方案二
图5.10 三种方案最终阶段竖直方向位移云图
Vertical displacement nephogram of three optimizations at the final stage
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由图中可以看出，相对原方案，方案一拱顶下沉值增加了0.6mm，而方案二仅增加了0.2mm，显示出优化方案对围岩竖直位移影响不大。
② 锚杆轴力分析
图5.11为三种方案下最终阶段锚杆轴力图。从图中可以看出，锚杆轴力均为拉力，且大小沿杆长发生变化，在层面处锚杆所受轴力明显大于其他地方。原方案中，左半部锚杆轴力要大于右半部的锚杆轴力，显示出左半部锚杆对改善围岩特性和抑制洞周变形起到了一定作用，而右半部锚杆所起作用教小。方案一将锚杆长度减小后，锚杆轴力有所增加，最大值达到了112KN，但仍小于抗拔力120KN。方案二中将右边墙处锚杆取消2根，调整后部分锚杆所受的最大轴力有所增加，但增加量有限，各锚杆所受最大轴力约为15~103KN之间，小于抗拔力120KN。
（a）原方案
（b）方案一
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5 层状围岩隧道锚杆支护参数优化
（c）方案三
图5.11 三种方案最终阶段锚杆轴力图
Fig. 5.11 The bolt axial force of three optimizations at the final stage
③ 塑性区分布
图5.12为三种方案下最终阶段塑性区的分布图。
（a）原方案
（b）方案一 （c）方案二
图5.12 三种方案最终阶段塑性区分布图
Fig. 5.12 The plastic nature distribution of three optimizations at the final stage
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从图中可以看出，三种方案的塑性区分布的部位、范围的大小都几乎相等，说明取消部分右边墙锚杆及减小锚杆长度的优化方案对围岩塑性区影响很小。
5.5 本章小结
本章根据前面的研究成果，从经济的角度，以0度和45度模型为例，从锚杆长度、锚杆布置两个方向提出了层状围岩锚杆支护参数的优化方法。计算结果表明，锚杆参数优化后，隧道围岩的位移、塑性区、锚杆轴力等均与原方案相差不大，满足安全性要求，表明了优化方案的合理性。优化方案的提出不仅能够确保隧道围岩—初期支护体系的稳定性，同时可以节约大量的投资，可以取得良好的技术经济效果。对后续类似工程地质条件下隧道设计施工具有重要的借鉴意义和实用价值。
6 结论与展望
6 结论与展望
6.1 主要结论
本文依托渝湘高速酉洪段隧道工程，开展了层状围岩隧道施工监测成果分析、层状围岩横观各向同性试验研究、不同倾角层状围岩隧道稳定性分析以及层状围岩锚杆支护参数优化的研究。论文完成的主要工作和取得的主要研究成果与结论如下：
① 分析施工监测资料，结果显示：水平层状围岩中，隧道的拱顶下沉值明显要大于隧道的周边收敛值；拱顶部位的锚杆轴力要大于边墙部位的锚杆轴力；围岩与初期支护间的压力变化规律也是拱顶较大、而边墙部位较低；初期支护与二次衬砌之间的压力各部位相差不太大，其达到稳定的时间相对较长，说明后期增长的围压压力大部分由二次衬砌承担。
② 获得了层状页岩试样两个方向上的单轴、三轴全程应力—应变曲线。结果显示：相对于0o岩样的单轴抗压强度, 90o岩样的单轴抗压强度明显的降低，显示出明显的强度横观各向同性性质；围压对岩石材料的横观各向同性有明显的退化效应。随围压的增加，页岩试样的三轴强度抗压强度也会相应增加，同时两个方向上强度差值会减少，横观各向同性度降低。
③ 各倾角模型中，拱顶处第一主应力随着倾角的增大，数值也增大；层面的存在使得右边墙第一主应力不利于围岩的稳定；层面对左右边墙位移的影响最为显著；层面的存在会降低围岩质量、使得塑性区的范围增大，垂直于层理方向围岩都会进入塑性状态；垂直于层理方向的锚杆轴力大于其他部位；层状围岩中垂直于层理方向需要加强支护；综合考虑各个模型的喷射混凝土的内力情况， 67.5度的模型的喷射混凝土内力较小。
④ 从经济角度、以水平和45度模型为例，从锚杆长度、锚杆位置两个方面提出了层状围岩锚杆支护参数的优化方案。结果表明优化方案不仅能够确保隧道围岩—初期支护体系的稳定性，同时可以节约大量的投资，可以取得良好的技术经济效果。对后续类似工程地质条件下隧道设计施工具有重要的借鉴意义和实用价值。
6.2 展望
在进行论文的过程中，由于时间所限及其他一些原因，本文的工作尚不完善，有一些问题没有更深的研究，有待以后继续进一步的研究。针对本文研究内容的不足，作者就相关领域的研究提出以下建议：
① 在层状围岩的强度试验研究中，可以增加其他倾角的试验，比如22.50、450
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重庆大学硕士学位论文
等。
② 受资料所限，本文监控量测资料分析只针对水平层状围岩，以后应收集具有其他不同倾角围岩的隧道的监控资料，以便与数值分析结果相验证。
③ 不同倾角层状围岩隧道稳定性分析中，本文假设各层围岩的物理力学参数相同，以后可考虑各层参数不相同的情况。
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致 谢
致 谢
本文的研究工作是在我的导师靳晓光教授的精心指导和悉心关怀下完成的,在我的学业和论文的研究工作中无不倾注着导师辛勤的汗水和心血。导师的严谨治学态度、渊博的知识、无私的奉献精神使我深受的启迪。从尊敬的导师身上我不仅学到了扎实、宽广的专业知识，也学到了做人的道理。在此我要向我的导师致以最衷心的感谢和深深的敬意。
在三年的研究生学习生活中，还得到了许多领导和老师的热情关心和帮助， 如张永兴教授、张亮亮教授、刘新荣教授、王桂林副教授、周小平教授、陈建功副教授等。
在日常学习和生活中，我的师兄弟曾杰、高永、贺喜、武建强、丁葆琛、黄亮、王兴九、蒋德群、管洪良、张峰、孙晓光、王高波、朱玲、史保涛、崔炳伟、王来斌等，室友陈冬冬、王凯给予了我很大帮助。
在此，向所有关心和帮助过我的领导、老师、同学和朋友表示由衷的谢意！ 衷心地感谢在百忙之中评阅论文和参加答辩的各位专家、教授！
熊 亮
二O一O年四月 于重庆
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重庆大学硕士学位论文
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70
附 录
附 录
A. 作者在攻读学位期间发表的论文目录
[1] 靳晓光, 熊亮. 大跨度连拱隧道支护结构地震稳定性分析.第三届全国岩土与工程学术大
会论文集: 443～447.
B. 作者在攻读学位期间取得的科研成果目录
[1] 渝湘高速公路葡萄山隧道超前地质预报研究, 2007～2009, 横向项目. [2] 隆百高速公路隆田隧道监控量测研究, 2008～2009, 横向项目.
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层状围岩隧道稳定性及锚杆支护参数优化
作者：
学位授予单位：
熊亮重庆大学
本文链接：http://d.g.wanfangdata.com.cn/Thesis_D180868.aspx
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