高地應力軟巖隧道襯砌裂損重新施作段結構安全性分析

馬召林，焦 雷，趙 爽，黃明利

(1.中鐵隧道局集團有限公司勘察設計研究院，廣東 廣州 511458；2.洛陽礦山機械工程設計研究院有限責任公司，河南 洛陽 471039；3.北京交通大學土木工程學院，北京 100044)

0 引言

隧道襯砌裂損是隧道施工和運營過程中的常見病害之一，而在軟巖地區，高地應力的成因和力學機制復雜，造成襯砌裂損的情況較多。隧道襯砌裂損直接影響隧道結構質量和施工、運營安全，如重新施作處理措施不當，可能會再次導致隧道襯砌結構失穩破壞，帶來經濟損失和人員傷亡。因此，對隧道襯砌裂損后重新施作的襯砌結構安全進行評價具有十分重要的意義。

國內外學者已針對高地應力軟巖隧道襯砌裂損的機制和支護時機進行了許多研究，取得了一定成果。文獻[1-2]基于對圍巖動態演化機制的認識，從圍巖控制角度出發，修正并制定新的返修方案，對圍巖大變形段實施返修并取得了成功；文獻[3]通過選擇合理的斷面形狀、預留合理變形量、多重支護、適當提高襯砌剛度的柔性結構設計等方法，成功控制了隧道大變形；文獻[4]針對木寨嶺隧道施工過程中發生的二次襯砌開裂情況，通過現場實測和數值模擬等方法，分析了襯砌-圍巖結構體系各層支護的變形受力特征和支護時機；文獻[5-7]針對木寨嶺隧道嶺脊核心段，提出了“超前導洞應力釋放+圓形4層支護結構+徑向注漿+長錨桿+長錨索”綜合變形控制方案；文獻[8-10]結合蘭渝鐵路木寨嶺隧道炭質板巖段的實際情況，通過超前大鉆孔、超前導洞應力控制方法的現場試驗，研究了2種方法的控制效果和現場實施的可行性；文獻[11-12]根據現場實際采用的9個試驗段來探索變形施工技術，得出高地應力軟巖大變形施工應放抗結合；文獻[13]結合室內蠕變試驗結果，采用Burgers流變模型，分析不同流變周期內支護結構受力隨時間變化的規律；文獻[14]研究了襯砌結構在裂損存在狀態下的受力特性，對襯砌裂損病害進行安全性評估，提出裂損病害安全性評價方法；文獻[15]認為在高地應力軟巖大變形地段，設計施工可將二次襯砌作為部分承載結構，合理安排支護結構施作時機，提高初期支護和二次襯砌安全性。

上述文獻對圍巖變形機制、隧道大變形控制、襯砌結構裂損后受力狀態等進行了研究，但對高地應力軟巖隧道襯砌裂損后重新施作結構的安全性研究仍不完善，加之地質巖體狀況復雜多變，到目前為止，對高地應力軟巖襯砌結構裂損的控制方法尚不成熟。隨著西部地區經濟發展的需求，將會修建越來越多的高地應力軟巖隧道，類似的問題還會出現。針對以上情況，本文結合蘭渝鐵路木寨嶺隧道設計、施工情況，通過數值模型計算，結合襯砌結構監測數據，分析圍巖和襯砌結構的受力變形情況，對襯砌裂損重新施作后結構的安全性進行評價，并給出合理的工程對策，進而指導現場施工。

1 工程概況

蘭渝鐵路是一條重要的南北通道鐵路，于2009年動工，2017年通車，歷時8年，施工難度巨大。其中木寨嶺隧道地應力極高、圍巖強度低、斷層分布、圍巖后期流變性強，施工現場支護結構頻繁出現“支了壞，壞了拆，拆了再支”的情況，襯砌裂損嚴重，導致工期一再延后。

木寨嶺隧道襯砌裂損段位于由F14、F14-1、F14-2 3條斷層組成的斷層帶，斷層帶影響長度左右線合計1 876 m。該段隧道埋深580～720 m，地層巖性主要為二疊系薄層狀炭質板巖，斷層為擠壓性斷層，受構造影響嚴重，褶皺發育，產狀凌亂、無規律，節理、裂隙發育，巖體破碎。開挖揭示巖層陡傾，走向與洞軸線大致平行，呈層狀、碎石、角礫狀結構，石質軟硬不均，局部可見石英團塊呈粉末狀，綜合判定為Ⅴ級軟巖。經現場實測，最大水平地應力為24.95～27.16 MPa，巖石強度應力比為0.49，根據GB 50218—2014《工程巖體分級標準》規定，為極高地應力。在隧道進入F14斷層帶施工后，初期支護變形極大，造成初期支護失效并反復拆換，二次襯砌裂損嚴重，施工進展極為緩慢。

2 襯砌裂損重新施作段施工情況及支護參數

2.1 施工情況

襯砌裂損段拆除前采用三臺階法施工，上臺階高3.5～4 m，長5 m；中臺階高4～5 m，長7 m；下臺階高4～5 m，長4～5 m。仰拱開挖深度為2.68 m，距上臺階35 m。

襯砌裂損重新施作主要工序如下：在襯砌拆除與非拆除段的交界位置加固—拱墻襯砌進行徑向注漿圍巖加固，然后進行臨時洞渣回填反壓—拆除上臺階原有二次襯砌及初期支護—擴挖并施作上臺階第1層初期支護—拆除中臺階原有二次襯砌及初期支護—擴挖并施作中臺階第1層初期支護—施作上、中臺階第2層初期支護—拆除下臺階原有二次襯砌及初期支護—擴挖并施作下臺階第1、2層初期支護—拆除仰拱填充層及初期支護—擴挖并施作仰拱—施作拱墻第3層初期支護—施作拱墻襯砌。

2.2 支護參數

高地應力軟巖隧道襯砌裂損重新施作段襯砌拆除前后支護參數見表1。

表1 隧道襯砌裂損重新施作段襯砌拆除前后支護參數Table 1 Support parameters of reconstruction section of lining cracking before and after lining dismantling

3 襯砌裂損重新施作段結構安全性分析

3.1 襯砌裂損重新施作段結構受力監測結果分析

為研究襯砌裂損重新施作段結構受力變形特征，選取DYK180+895段作為結構受力變形監測斷面。

3.1.1 拆換后支護結構變形分析

拆換后支護結構變形值見表2，由表2可知：1)襯砌拆換后各層變形整體較小，第1層支護拱頂沉降為86 mm，上臺階收斂為180 mm，下臺階收斂為18 mm；第2層支護拱頂沉降為60 mm，上臺階收斂為168 mm，下臺階收斂為205 mm；第3層支護拱頂沉降為9 mm，上臺階收斂為15 mm，下臺階收斂為17 mm；其中第2層支護由于量測時間較長，因此累計變形最大；2)從變形速率看，隨著支護的不斷加強，變形速率整體呈現不斷減小，其中，第1層支護拱頂沉降速率為8.6 mm/d，上臺階收斂速率為18 mm/d；第2層支護拱頂沉降速率為4.2 mm/d，上臺階收斂速率為12.9 mm/d；第3層支護施作后，變形速率均控制在1.4 mm/d以內。表2結果說明：隨著支護強度的提高和支護結構多次拆換，圍巖應力得到了釋放，隧道變形得到了有效的控制。

表2 DYK180+895斷面襯砌拆換后支護結構變形值Table 2 Deformation of lining of section DYK180+895 after lining dismantling

為揭示襯砌裂損重新施作段結構整體變形情況，選取典型斷面DYK180+895進行監測，得到變形歷時曲線如圖1所示。由圖1可知：拆換后各層支護變形整體較小，其中第2層因監測時間較長，累計變形最大；隨著支護的不斷加強，變形速率不斷減小，第3層支護施作后，變形速率已趨于穩定。

圖1 DYK180+895斷面變形歷時曲線(2016年)Fig.1 Time-history curves of section DYK180+895 (in 2016)

3.1.2 接觸壓力

現場結構受力監測結果如表3和圖2所示。由表3和圖2可知：1)接觸壓力由外向內逐漸減小，其中第1層支護接觸壓力最大，平均為1 370.1 kPa，第2層支護接觸壓力平均為382.5 kPa，第3層支護接觸壓力平均為495.3 kPa，二次襯砌上的接觸壓力最小，平均為20 kPa；隨著接觸壓力傳遞，支護結構各位置的接觸壓力大體呈現不斷減小的趨勢；2)經計算，第1層支護承擔了60.4%的圍巖壓力，第2層支護承擔了16.8%的圍巖壓力，第3層支護承擔了21.8%的圍巖壓力，二次襯砌承擔了1.0%的圍巖壓力；前3層支護幾乎承擔了所有的圍巖壓力，這符合隧道設計中襯砌作為安全儲備的理念；3)通過層層支護、分層抵抗的方法來逐漸降低襯砌受力，保證了襯砌結構的安全。

表3 DYK180+895斷面接觸壓力統計Table 3 Statistics of contact pressure of section DYK180+895 kPa

3.1.3 二次襯砌鋼筋應力

二次襯砌內外側鋼筋應力監測數據如圖3—4所示。由圖可知：DYK180+895斷面二次襯砌鋼筋大部分受壓，最大應力為33.15 MPa，鋼筋應力整體較小，增長趨勢不明顯。

3.1.4 二次襯砌混凝土應力

二次襯砌內外側混凝土應力監測數據如圖5—6所示。由圖可知：DYK180+895斷面二次襯砌混凝土應力整體受壓，趨于穩定后的最大壓應力為7.40 MPa，為C35混凝土軸心抗壓強度設計值(16.7 MPa)的44.3%，結構安全，二次襯砌混凝土應力無明顯增長趨勢。

圖2二次襯砌裂損拆除段第一層支護接觸壓力分布圖(單位：kPa)

Fig.2 Distribution of contact pressure of first layer support at secondary lining cracking dismantling section (unit: kPa)

圖3 DYK180+895斷面二次襯砌內側鋼筋應力歷時曲線Fig.3 Time-history curves of reinforcement stress inside secondary lining at section DYK180+895

圖4 DYK180+895斷面二次襯砌外側鋼筋應力歷時曲線Fig.4 Time-history curves of reinforcement stress outside secondary lining at section DYK180+895

3.2 襯砌裂損重新施作前后結構受力數值計算結果分析

為研究高地應力軟巖隧道襯砌裂損重新施作段結構安全性，利用FLAC3D軟件進行數值模擬，對比襯砌拆除前后支護結構受力情況。

3.2.1 數值計算模型及參數取值

隧道開挖凈空高12 m，寬10.5 m，計算模型尺寸為100 m×70 m×100 m(長×寬×高)。圍巖和初期支護采用實體單元模擬，襯砌結構采用殼單元模擬，圍巖服從Mohr-Coulomb屈服準則。在模型前后左右面施加水平約束，模型底面施加豎向約束，模型頂面不施加約束。模擬的襯砌裂損段屬于深埋隧道，將覆土換算成附加荷載，其等效地應力為11.3 MPa(上覆巖層的平均加權容重取20 kN/m3，上覆巖層總厚度取565 m)，方向豎直向下，側壓力系數取1.8，模型如圖7所示，圍巖、支護結構參數取值見表4—6。

圖5 DYK180+895斷面二次襯砌內側混凝土應力歷時曲線Fig.5 Time-history curves of concrete stress inside secondary lining at section DYK180+895

圖6 DYK180+895斷面二次襯砌外側混凝土應力歷時曲線Fig.6 Time-history curves of concrete stress outside secondary lining at section DYK180+895

(a) 整體圖

(b) 局部圖

圖7計算模型
Fig.7 Calculation model

表4 圍巖參數Table 4 Parameters of surrounding rock

表5 支護結構計算參數Table 5 Calculation parameters of support structure

注：計算參數采用等剛度加權平均的方法進行換算。

表6 錨桿計算參數Table 6 Calculation parameters of bolt

3.2.2 襯砌拆換前結構受力變形數值計算分析

為減小邊界效應的影響，選取模型中間位置處計算結果進行分析。

3.2.2.1 襯砌拆換前支護結構位移

施工階段各開挖步驟下支護結構拱頂沉降和水平收斂數值見表7。由表7可知：襯砌拆換前拱頂最大沉降為363 mm，最大水平收斂為794 mm。其中拱頂處：上臺階開挖完成后，支護承擔變形量占比為72%；中臺階開挖完成后，支護承擔變形量占比為22%；下臺階開挖完成后，支護承擔變形量占比為6%。水平收斂處：上臺階開挖完成后，支護承擔變形量占比為75%；中臺階開挖完成后，支護承擔變形量占比為15%；下臺階開挖完成后，支護承擔變形量占比為10%。

表7 各開挖步驟下支護結構拱頂沉降及水平收斂統計Table 7 Statistics of crown top settlement and horizontal convergence under different excavation steps mm

3.2.2.2 襯砌拆換前支護結構應力

襯砌拆換前結構主應力云圖如圖8所示。由圖可知：二次襯砌最小主應力為-24.46 MPa，位于仰拱處，二次襯砌處于受壓狀態；二次襯砌最大主應力較小，約為0，說明二次襯砌結構完全處于受壓狀態。二次襯砌所受最大壓應力為24.46 MPa，已超出混凝土軸心抗壓強度標準值(16.7 MPa)，說明二次襯砌結構已被壓壞。

(a) 最小主應力

(b) 最大主應力

3.2.3 襯砌拆換后結構受力變形數值計算分析

3.2.3.1 襯砌拆換后支護結構位移

襯砌拆換后支護結構位移云圖如圖9所示。由圖可知：隧道襯砌拆換完成后拱頂最大沉降為90.7 mm，水平收斂最大為271.1 mm，與拆換前相比無論是拱頂沉降還是水平收斂都有了大幅度減小。

(a)水平方向

(b)豎直方向

3.2.3.2 襯砌拆換后支護結構應力

襯砌拆換后支護結構主應力云圖如圖10所示。由圖可知：二次襯砌最小主應力為-4.55 MPa，位于拱頂及仰拱處，二次襯砌處于受壓狀態；二次襯砌最大主應力較小，幾乎為0，說明二次襯砌結構完全處于受壓狀態。二次襯砌所受最大壓應力為4.55 MPa，未超出混凝土軸心抗壓強度標準值。

(a) 最小主應力

(b) 最大主應力

3.2.4 襯砌拆換前后結構應力對比分析

襯砌拆換前最大壓應力為24.46 MPa，襯砌拆換后襯砌最大壓應力為4.54 MPa，最大壓應力下降了81%，說明拆換后襯砌結構受力明顯減小，因而襯砌安全儲備得到極大提高。

3.3 襯砌裂損重新施作前后結構安全評價

3.3.1 二次襯砌安全評價方法

本文按照《鐵路隧道設計規范》中對二次襯砌安全系數的要求對二次襯砌進行評價。對于二次襯砌的安全系數，可分為抗壓安全系數和抗拉安全系數，一般情況下只考慮抗壓安全系數。可以根據材料的極限強度計算出偏心受壓構件的極限承載力Nu，然后與實際內力N相比，得出截面的抗壓(或抗拉)強度安全系數K并與規范規定的安全系數[K]比較，見式1。

(1)

3.3.2 襯砌拆換前支護結構受力數值計算分析

襯砌拆換前結構內力如圖11所示。由圖可知：二次襯砌整體所受彎矩較小，最大為43.22 kN·m，表現為內側受拉；二次襯砌整體所受軸力較大，其中仰拱處所受軸力最大為16 589 kN。根據二次襯砌安全系數計算方法，對二次襯砌各位置各單元安全性進行檢驗，二次襯砌各單元安全系數計算結果見表8。

(a) 軸力云圖(單位：N)

(b) 彎矩云圖(單位：N·m)

表8 二次襯砌安全系數Table 8 Safety factors of secondary lining

由表8可知：二次襯砌結構各位置安全系數均小于規范中要求值，其中拱頂、仰拱位置安全系數小于1，說明二次襯砌實際承受軸力已超出其極限承載能力，二次襯砌已經破壞，這與實際工程中二次襯砌拱頂裂損、仰拱隆起的現象相符。

3.3.3 襯砌拆換后支護結構受力數值計算分析

襯砌拆換后結構內力圖如圖12所示。由圖可知：襯砌結構整體所受彎矩較小，最大為17.74 kN·m，表現為內側受拉；襯砌結構整體所受軸力在1 252～5 399 kN，其中拱頂、仰拱處所受軸力較大，其余位置所受軸力較小。根據結構安全系數計算方法，對襯砌結構各位置各單元安全性進行檢驗，各單元安全系數計算結果見表9。

(a) 軸力云圖(單位：N)

(b) 彎矩云圖(單位：N·m)

表9 襯砌結構安全系數Table 9 Safety factors of lining structure

由表9可知：襯砌各位置皆由抗壓控制，各位置安全系數均處于3.3～8.1，均大于規范中要求值，說明襯砌結構處于安全狀態。

4 結論與建議

1)襯砌裂損段重新施作后，各層支護結構累計變形最大值為205 mm，變形速率不斷減小，第3層支護施作后，變形速率已趨于穩定，縮短各工序時間、及時施作各層支護結構是變形控制的關鍵；接觸壓力由外向內逐漸減小，前3層支護幾乎承擔了所有的圍巖壓力，通過層層支護、分層抵抗的方法來逐漸降低襯砌受力，保證了襯砌結構的安全。

2)襯砌裂損段重新施作后，趨于穩定后的襯砌結構混凝土最大壓應力為7.40 MPa，為C35混凝土軸心抗壓強度設計值44.3%；襯砌結構最大鋼筋應力為33.15 MPa，且混凝土應力和鋼筋應力增長趨勢均不明顯。數值模擬結果顯示，襯砌各位置安全系數均處于3.3～8.1，均大于規范中要求值，說明結構處于安全狀態。

3)本文僅對高地應力軟巖隧道襯砌裂損重新施作段結構在施工階段的安全性進行了研究，后續建議分析運營期襯砌裂損重新施作段結構受力變形監測數據，評價其安全性。