大斷面黃土隧道圍巖流變對旋噴樁地基受力與變形的影響

李又云，趙亞偉，楊建國，王會濤，莊 園，安鑫厚

(1.長安大學 特殊地區公路工程教育部重點實驗室，陜西 西安 710064；2.交通運輸部科學研究院，北京 100029)

我國中西部地區黃土分布廣泛，尤其是西部地區黃土層最厚可達200～300 m。目前，黃土地區已經建成或在建隧道數量眾多，積累了豐富的工程經驗，取得了大量研究成果，但也面臨著一些工程問題。黃土隧道尤其是Q3地層中的大斷面黃土隧道基底加固問題是近幾年在黃土隧道施工中不可回避的嶄新課題。黃土地層中的隧道周邊介質具有其他圍巖所不具有的特殊性質，主要體現在自身強度低，遇水軟化，流變特性顯著，且持續時間長。黃土的這些性質導致了大量在役隧道病害頻繁出現，且所占比例較高。據袁永新[1]對甘肅省的已建黃土隧道的調查和分析，發現修筑完成若干年后絕大部分黃土隧道都存在不同程度的病害問題，主要表現為：基底承載力不足，變形較大，最終導致襯砌開裂和滲漏水。

為提高隧道地基承載力，有效控制不利變形，防治隧道病害的發生，當前黃土隧道地基加固已獲得較多應用。如公路方面的甘肅省土家灣隧道、青海省大有山隧道等；在鐵路方面主要集中在高速鐵路隧道，比較典型的如鄭(州)—西(安)高速鐵路沿線隧道等。在長期運營期間，為了分析隧道地基加固是否達到初始目的，圍巖流變導致的黃土隧道加固地基受力與變形問題顯得尤為必要。

眾所周知，包含黃土體在內的軟弱圍巖流變的顯著特點就是流變變形大，且持續時間長。流變不僅在施工期間持續發展，而且在運營期間相當長的時間內也在不斷地產生。長期流變作用下，圍巖應力一直處于不斷的調整狀態，隧道支護結構受到的圍巖壓力也在不斷變化。基于軟弱圍巖這種工程力學性質，很多學者對軟弱圍巖的流變特性進行了研究，取得了大量成果。但現有研究成果主要集中在圍巖流變的變形機制、支護結構和圍巖的相互作用機理和合理支護時機等方面[2-6]。劉祖典[7]指出黃土洞室的時間效應是存在的，作用在襯砌上的圍巖壓力沒有突然性，它是隨著掘進與時間的增長而增長，并隨著土體的穩定而穩定，圍巖與時間的關系可用雙曲線來描述。扈世民[8]通過對鄭(州)—西(安)、蘭(州)—渝(重慶)等高速鐵路線上二十多條大斷面黃土隧道的統計分析指出：黃土隧道長期變形與穩定的影響因素主要包括黃土工程特性、隧道埋深和斷面形狀等，圍巖的變形特點主要是變形速度快、變形量大且持續時間長。李燁等[9]利用廣義開爾文3單元流變力學模型對大有山黃土隧道的長期受力與變形特性進行了數值分析，所得結果與實測結果基本吻合。

目前，圍巖流變計算模型較多，主要有Maxwell模型、Kelvin模型、Burgers模型、Bingham模型以及西元模型[10]。朱定華等[11]通過對流變試驗成果分析，認為采用Burgers模型能夠很好的模擬軟弱圍巖的流變特性。王偉峰等[12]對采用了拉格朗日分析法隧道圍巖流變特性進行了分析，認為隧道圍巖流變特性時，采用黏彈性方法比彈性方法更貼合實際，可反映圍巖變形的實際過程。

當前，考慮到黃土隧道地基承載力的不足問題，隧道基底加固已獲較多應用[13-14]。結合隧道地基加固問題也做了大量研究工作。但是基于黃土隧道圍巖流變角度，對軟弱黃土隧道加固地基開展長期受力與變形的研究幾乎處于空白狀態。鑒于此，本文以傅家窯1#隧道加固地基為依托，在考慮圍巖流變效應的條件下，采用數值分析的手段，對黃土隧道旋噴樁加固地基的長期受力與變形性狀進行了研究。考慮到旋噴樁復合地基受力與變形性狀與樁土間相互作用參數取值的關鍵性，本文結合依托工程現場靜載試驗，對參數取值進行了反演分析。

1 工程概況

付家窯1#隧道位于蘭州市黃河北岸的皋蘭縣忠和鎮，隧道長度為766 m，最大埋深112 m，開挖寬度為16.8 m，開挖高度11 m，為三車道大斷面的黃土隧道。

該隧道所處地層屬于第四系全新統沖洪積黃土狀砂質粉土Q3al+pl，上更新統風積黃土Q3eol以及上更新統沖積黃土狀夾細砂層Q3al。風積黃土Q3eol厚度為0～20 m，具有自重濕陷性，0～15 m具有Ⅱ—Ⅲ級自重濕陷性；沖積黃土狀夾細砂層Q3al，根據鉆孔揭露其厚度為10～20 m，具有非自重濕陷性，濕陷等級為Ⅰ—Ⅱ。水文地質條件相對比較簡單，含水層位于隧道設計標高以下，洞身圍巖一般呈干燥—稍濕狀態。圍巖整體為Ⅴ級，該隧道采用CD法施工，隧道縱剖面見圖1。

圖1 隧道縱剖面圖

為提高隧道基底承載力，降低運營期的沉降，黃土隧道基底采用高壓旋噴樁加固，設計參數：直徑0.6 m，樁長6 m，間距1.2 m×1.2 m，梅花狀布置。設計水灰比1∶1.2，旋噴注漿壓力為25 MPa，施工時可根據不同土質試驗確定施工參數。最終要求旋噴樁加固的地基，承載力達到300 kPa以上。根據地勘與設計資料，傅家窯1#隧道圍巖、支護結構和旋噴樁的物理力學參數具體見表1；隧底加固見圖2。

表1 計算模型參數

圖2 付家窯隧道基底加固示意圖(單位：mm)

2 圍巖流變

黃土具有明顯的流變特性。黃土隧道剛修筑完成后，隧道往往處于安全狀態，隨著時間推移，圍巖變形不斷調整，圍巖壓力也隨之發生變化，最終可能導致襯砌結構失穩破壞。隧道地基加固后，地基承載力得到提高，但在圍巖流變持續的條件下，其是否與隧道支護結構的要求相適應，也是廣受關注的問題。

流變是指土體在一定應力條件下，維持應力水平不變，變形隨時間逐漸增加的性質。黃土典型的流變特性曲線見圖3。

圖3 典型流變特征曲線[15]

依據流變特點大致可以將流變過程劃分為三個階段：首先是荷載施加初期，圍巖表現出瞬時的彈性應變，即第一階段；其次是保持應力不變的情況下，第二階段是應變會隨著時間以恒定的速率不斷增大，或流變速率逐漸衰減，最終趨于穩定；第三階段為加速流變階段，即圍巖出現加速變形，產生失穩破壞。

隧道圍巖流變特點與圍巖的受力狀態有著密切的關系，見圖3。在圍壓為100 kPa的條件下，圍巖流變只經歷了前兩個階段；當軸壓增加250 kPa時，流變經歷了三個階段，最終達到破壞。

黃土組成以粉粒為主，孔隙大，但結構相對穩定。當在外荷載較小的時候，能夠承受一定的荷載，隨時間推移，變形逐漸調整，土體會達到一個新的穩定結構，流變最后趨于穩定；當荷載増加，土粒間的相對位移逐漸増大，流變的結果導致土體結構逐漸損傷，土體受力狀態不同，達到最終破壞所需要時間或變形也不盡相同，因此，在不同受力狀態下的黃土試樣的破壞形態存在本質區別，黃土試樣在不同圍壓下的破壞形態見圖4。

圖4 不同圍壓下試件的破壞形態[15]

結合黃土的流變特點，本文選用Burgers黏彈性本構模型進行流變計算。該模型是由彈性元件、黏性元件串聯或并聯而成的復合體，模型結構見圖5。

圖5 Burgers流變模型

該模型首先反應在初始加載過程中表現出瞬時彈性應變，且具有延滯彈性與黏滯流動的特性。卸載過程中表現為瞬時彈性恢復及彈性后效，與卸載時間相關，具有殘余的永久應變，應力松弛現象也較明顯，因此該模型能夠很好的反映該黃土隧道圍巖的流變特點。Burgers流變模型總應變由M體和K體組成，即

ε=εM+εK

(1)

Burgers流變模型本構方程為

(2)

式中：σ為應力；ε為應變；EM為Maxwell彈性系數；ηM為Maxwell黏性系數；EK為Kelvin彈性系數；ηK為Kelvin黏性系數。

模型的流變方程為

(3)

式中：σ0為恒定應力；t為加載時間。結合文獻[15]流變試驗，經參數辨識，圍巖相關流變參數取值見表2。

表2 圍巖流變參數表

3 計算模型

3.1 幾何模型的建立

幾何模型以傅家窯黃土隧道現場測試斷面(里程樁號為YK0+785)為對象，該斷面具體埋深為68.5 m，為深埋斷面。幾何模型左右邊界距隧道中心取3～5倍洞徑，隧道軸向長度選取50 m；開挖寬度約為17 m，模型左右邊界距隧道中心各為78 m，下邊界距隧道隧底54 m，上邊界依據實際埋設，取至距拱頂68.5 m處，具體計算模型見圖6。

圖6 計算模型

該隧道采用CD工法施工，旋噴樁在左右導坑下臺階開挖前施作，為了保證樁身質量，實際施做樁長為7 m，當開挖下臺階土體時，再將旋噴樁隧道地基以上存在浮漿部分的1 m樁頭截掉。結合隧道旋噴樁實際施工，在數值模擬時，上臺階開挖后，距離掌子面10 m的下臺階頂面開始施作旋噴樁，旋噴樁樁頭直接與初支接觸。為了便于分析，在保證計算精度的條件下，旋噴樁模擬采用結構單元(pile單元)，樁平面布設采用梅花形布樁形式，樁間距按照設計間距。

為得到圍巖流變前的初始狀態，隧道CD方法開挖的實現方式是通過軟件在施工開挖中單元殺死及復活的功能來實現。由于模型軸向(即y方向)長度為50 m，考慮到邊界效應的影響，故選取模型y方向中間斷面(y=25 m處的斷面)為分析斷面。開挖循環進尺為1 m，相鄰開挖分部階段步距為10 m，右側斷面先挖，超前左側斷面15 m左右。

3.2 樁土界面參數的確定

實踐表明，隧道開挖，隧道地基圍巖回彈，地基圍巖埋深不同回彈變形不同，且自上而下逐漸減小。該回彈變形按照旋噴樁施做時間節點，可以劃分兩個階段:①旋噴樁施做前，即上臺階開挖引起的變形，該變形對樁體受力影響較小； ②旋噴樁施作后，即下臺階開挖后引起的回彈變形，該變形對樁體受力與變形影響較大。因此，高壓旋噴樁隨基底的圍巖回彈，在基底圍巖的約束下，必將隨之產生某種程度的抬升，其受力模式類似抗拔樁，因此，在地基土層回彈變形影響下的樁側摩阻力沿樁身分布見圖7。

圖7 受回彈影響的樁體受力情況

為保證計算結果的可靠性，樁土之間相互作用參數的取值大小較為關鍵。為了確定樁土間相互作用參數，本文結合隧道地基旋噴樁單樁復合靜載試驗結果對相關參數的取值進行了反演分析。具體步驟是首先進行單樁復合靜載試驗數值分析，然后進行接觸面參數的試算，并將計算結果與現場靜載荷試驗P-s曲線進行比較，確定合理的接觸面參數。

依托靜載試驗為傅家窯隧道明洞段單樁復合地基靜載試驗。試驗測試點通過隨機方式進行布置，總共選取3個測點，試驗測點的平面布置見圖8，現場靜載試驗采用混凝土塊堆載。

圖8 試驗測點布置圖

各試驗點單樁復合地基靜載試驗結果(P-s關系曲線)見圖9。

圖9 現場靜載試驗與數值模擬P-s曲線對比

依據現場載荷試驗，計算模型中土體采用摩爾庫倫屈服準則，樁體及承壓板本構關系為線彈性，樁土相互作用通過設置樁土接觸面來實現。分別建立兩種模型進行計算(即實體樁單元和pile結構單元)。反演分析時以使數值計算得到P-s曲線與現場載荷試驗的三組P-s曲線接近為目的，在經驗取值以及把握各參數意義的基礎上，對參數進行調整，最后得到的P-s曲線見圖9，由圖9可知，計算得到P-s曲線與現場載荷試驗P-s曲線基本一致。

在此基礎上，反演得到的樁土接觸面參數見表3。最終可將相關參數用于旋噴樁復合地基受力與變形性狀的下一步分析。

表3 樁土接觸面參數

4 模擬結果分析

4.1 隧底圍巖壓力

為了分析隧底圍巖壓力隨著圍巖流變發展條件下的變化規律，在隧底典型位置選取5個數據提取點，從左向右依次為左墻腳C′點、仰拱左半幅中間B′點、隧道中線A點、仰拱右半幅中間B點和右墻腳C點，見圖10(a)。此外，為了明確隧道基底加固后的具體效果，對隧道基底加固前后的隧底圍巖壓力的變化規律進行了對比分析，兩種狀態下的圍巖壓力隨時間增加的變化規律見圖10(b)、10(c)。

圖10 基底圍巖壓力變化曲線

由圖10可知：隧底加固前后在隧底中部一定范圍內圍巖壓力均呈現不斷增加的趨勢；但在仰拱靠墻腳位置則呈現先降低后增加的變化形態。原因主要與隧道開挖完成后，圍巖流變開始前的隧底初始應力狀態有著密切關系。眾所周知，仰拱及上部填充層的剛度大，可視為剛性基礎，在上覆土層及結構自重與隧底圍巖回彈壓力的共同作用下，隧底圍巖壓力不是均勻分布，一般呈現在仰拱兩側壓力較大的“馬鞍型”分布。在此前提下，圍巖流變的結果首先是應力較大部位流變速率大，且變形量大，類似產生一定程度的應力釋放。因此，造成該區域范圍的應力降低；隧底中部圍巖回彈變形在隧道開挖期間較大，應力釋放程度較高，形成應力分布的“洼地”，圍巖流變的結果，是該區域圍巖變得相對密實，圍巖壓力呈現持續增長。

由圖10(b)可知，天然地基條件下，圍巖長時間流變的結果，是隧底壓力在各部位趨于一致，土體密實程度變化趨于相同，這也反應了隧底土質相對均質的特點。在1年的時間節點后，圍巖壓力之所以出現突然增加的現象，主要與圍巖流變本構模型的參數選取相關，同時也與隧底圍巖側向應力調整基本完成，豎向應力持續變化有關。但這較為真實的反映出隧底壓力變化的基本趨勢。

由圖12(c)可知，加固隧底中部壓力持續增加，與天然地基相比，增加幅度較小，最終壓力為天然地基壓力的50%左右，這是因為旋噴樁加固后，地基被旋噴樁加固體分隔呈網狀結構，加之樁體剛度較大，對圍巖流變起到一定的約束作用，因此，最終流變穩定時，仰拱下不同部位的圍巖壓力也相差較大。

不同流變階段兩種隧底圍巖壓力沿橫向分布曲線見圖11。

圖11 基底圍巖壓力沿橫向分布曲線

由圖11可知，天然地基隧道仰拱結構隨著圍巖流變的發展，基底壓力逐漸增加，并最終趨于一致，隧底壓力近似為均布荷載；加固地基隧道隧底壓力在仰拱靠墻腳附近壓力較大，中間部位較小，呈“馬鞍型”分布。由此可見，對于天然地基隧道在長期的運營期間，如果隧底發生病害，這主要表現為隧底回彈導致的底鼓與開裂，具體位置一般表現為在仰拱中部。

基底加固隧道，鑒于隧底壓力的分布規律，為了防止病害的發生，應對隧底墻角位置地基受力問題給予特別關注，防止該部位樁體受力過大出現破壞的情況。

4.2 基底圍巖應力及樁體軸力

加固基底條件下不同流變階段圍巖的豎向應力云圖見圖12。

圖12 加固基底工況圍巖豎向應力云圖

由圖12可知，在圍巖流變前，隧道開挖導致隧底圍巖應力分布呈現“應力泡”狀，因開挖卸載作用，隧底圍巖應力較周邊應力低。隨著流變程度逐步加深，圍巖應力持續調整，受影響范圍也持續擴大，甚至大于因隧道開挖所引起的范圍。當流變持續時間足夠長時，隧底圍巖應力呈現“盆式”分布。

樁身軸力狀態是仰拱和樁間土與樁體相互作用的結果。在隧道圍巖流變條件下的樁體軸力分布規律是隧道施工完成后的受力規律的延續。結合前述基底壓力研究的結果，分別選取隧底中線處、右半幅中間處及其靠墻腳處的樁體進行分析。樁身按照單元劃分，將其等分為四部分，從上到下依次進行編號1～4。經計算分析，在不同時間階段，四部分樁身軸力的變化規律見圖16。流變前，除墻腳位置樁體整體受壓外，剩余樁體整體受拉。因此，由樁體軸力的方向變化看，隧底壓力作用的性質存在本質差別，在仰拱中間位置處的隧底壓力是圍巖回彈引起的作用在仰拱上的主動壓力，而在墻腳位置，則是圍巖再壓縮引起的被動壓力。

圖13 樁身軸力變化曲線

由圖13可知，隨著流變的發展，基底旋噴樁全部處于受壓狀態，所需時間在60 d左右。流變作用的結果，向著有利于旋噴樁復合地基受力的方向發展。由于土體流變在初期比較迅速，軸力在前30 d的變化速率相對較大。當流變基本穩定以后，除墻腳位置旋噴樁軸力出現較大降低外，其他位置旋噴樁軸力相對穩定，主要原因與隧道施工完成后的該區域基底壓力等的分布有著密切聯系。

此外，還可以看出，樁體軸力在上部相對偏小，下部較大，這主要與隧道開挖，圍巖應力釋放造成的圍巖應力與變形有關。

4.3 地基變形

加固地基不同流變階段圍巖豎向位移云圖見圖14。

圖14 加固基底工況圍巖豎向位移云圖

由圖14可知，圍巖流變的結果，基本可以將圍巖劃分兩大區域，一是流變導致圍巖沉降區，二是圍巖回彈區。其中圍巖回彈區域主要分布在隧底以下一定范圍，分布范圍形狀與基底圍巖應力分布類似，近似為“泡”形；其余圍巖范圍則為沉降區。隨著流變發展，變形持續增加，表現為回彈變形與沉降變形持續增加。其中變形較為劇烈范圍主要分布在隧道邊墻外側圍巖與隧底中部圍巖，主要原因是隧道開挖，應力調整的結果是邊墻外側圍巖應力增加，而隧底圍巖應力則急劇降低。

圖15 基底變形沿橫向分布曲線

基底變形分布曲線見圖15，由圖15可知，隧底圍巖在流變初期，產生回彈變形，但變形量很小。但流變時間為3 650 d左右時，隧道圍巖流變的結果為整體下沉，且在靠隧道墻腳位置沉降變形大，中部位置偏小。當流變過程進步延長，隧底圍巖流變變形表現為回彈，最大回彈變形為16 mm，在隧底中部；靠墻腳位置雖有所抬升，但變化較小，表現為沉降。該現象背后的原因是隧底的沉降與回彈是隧道拱頂與隧底圍巖壓力綜合作用的結果。尤其是與隧底壓力在流變過程中的變化規律有著密切關系。

隧道地基加固前后，在100 a的流變時間段內，隧道圍巖內部位移變化規律見圖16。

圖16 天然地基和加固地基流變100 a的位移曲線(單位：cm)

由圖16可知，隧道圍巖的分析范圍為距離開挖輪廓線10 m范圍內的圍巖，其中圖中正值表示圍巖向著洞室的方向，負值表示圍巖向著背離洞室的方向。隧道天然地基最終流變變形大。經計算分析對比，天然地基圍巖最終回彈流變變形量為加固地基變形量的10倍左右。

在流變條件下，在100 a以后，兩種工況洞室頂部與底部的圍巖均向隧道擠壓，而左右兩側的圍巖則向洞外。但加固地基變形量明顯減少。可見，基底加固后對控制圍巖的后期流變起到了非常顯著的作用，使隧道結構處于較為有利的狀態。

樁身豎向位移隨流變時間變化曲線見圖17。

由圖17可知，整體上，各位置樁體豎向位移均向上，且在流變初期，樁體回彈位移速率較大，這主要是加固樁體整體位于流變區域的緣故。當變形基本穩定時，仰拱中部樁體整體位移最大，墻腳處樁體的位移量最小。依據樁體各節點位移量分析，發現在流變時間30 d左右，各節點位移不盡一致，存在位移差，說明樁體自身有一定變形，依據位移規律分析，墻腳處樁體整體受壓，剩余兩樁體局部受拉，與前面樁體軸力分布相對應。

此外，流變時間為10 a時，墻腳處樁位移出現先降低后增加趨勢，這與隧道基底圍巖流變過程中基底壓力變化規律較為一致。

5 結論

基于上述分析，大斷面黃土隧道在圍巖蠕變條件下，旋噴樁加固地基受力與變形的主要結論如下：

(1) 隧道地基壓力隨著圍巖流變時間的增長，地基壓力逐漸增加。天然基底壓力最終呈現近似均布荷載作用形式；加固地基由于被旋噴樁加固體分隔呈網狀結構，基底壓力最終呈現為“馬鞍形”分布形式。

(2) 隧底圍巖應力在流變初始階段分布呈現“應力泡”狀分布，且隨著時間增加，影響范圍逐步擴大，當流變持續足夠長時，圍巖應力表現為“盆”狀分布，且隧底區域圍巖應力較其他區域圍巖應力低，而其他區域巖體應力逐步接近原巖應力。

(3) 隨著流變的發展，基底中線附近樁體逐漸由受拉狀態轉變為受壓狀態；墻角附近樁體始終處在受壓狀態，且樁身軸力逐漸增大，樁體承載性能得到利用。

(4) 隨著流變的發展，旋噴樁加固地基圍巖的變形表現為先回彈，但回彈變形小，然后沉降，再回彈的變化規律。加固地基與天然地基相比，加固地基回彈變形量為天然地基回彈變形的0.1倍，旋噴樁對約束基底圍巖變形起到良好效果。