馬召林，焦 雷，趙 爽，黃明利

(1.中鐵隧道局集團(tuán)有限公司勘察設(shè)計研究院，廣東 廣州 511458；2.洛陽礦山機械工程設(shè)計研究院有限責(zé)任公司，河南 洛陽 471039；3.北京交通大學(xué)土木工程學(xué)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(qū)，高地應(yīng)力的成因和力學(xué)機制復(fù)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(jié)構(gòu)質(zhì)量和施工、運營安全，如重新施作處理措施不當(dāng)，可能會再次導(dǎo)致隧道襯砌結(jié)構(gòu)失穩(wěn)破壞，帶來經(jīng)濟(jì)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(jié)構(gòu)安全進(jìn)行評價具有十分重要的意義。

國內(nèi)外學(xué)者已針對高地應(yīng)力軟巖隧道襯砌裂損的機制和支護(hù)時機進(jìn)行了許多研究，取得了一定成果。文獻(xiàn)[1-2]基于對圍巖動態(tài)演化機制的認(rèn)識，從圍巖控制角度出發(fā)，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(xiàn)[3]通過選擇合理的斷面形狀、預(yù)留合理變形量、多重支護(hù)、適當(dāng)提高襯砌剛度的柔性結(jié)構(gòu)設(shè)計等方法，成功控制了隧道大變形；文獻(xiàn)[4]針對木寨嶺隧道施工過程中發(fā)生的二次襯砌開裂情況，通過現(xiàn)場實測和數(shù)值模擬等方法，分析了襯砌-圍巖結(jié)構(gòu)體系各層支護(hù)的變形受力特征和支護(hù)時機；文獻(xiàn)[5-7]針對木寨嶺隧道嶺脊核心段，提出了“超前導(dǎo)洞應(yīng)力釋放+圓形4層支護(hù)結(jié)構(gòu)+徑向注漿+長錨桿+長錨索”綜合變形控制方案；文獻(xiàn)[8-10]結(jié)合蘭渝鐵路木寨嶺隧道炭質(zhì)板巖段的實際情況，通過超前大鉆孔、超前導(dǎo)洞應(yīng)力控制方法的現(xiàn)場試驗，研究了2種方法的控制效果和現(xiàn)場實施的可行性；文獻(xiàn)[11-12]根據(jù)現(xiàn)場實際采用的9個試驗段來探索變形施工技術(shù)，得出高地應(yīng)力軟巖大變形施工應(yīng)放抗結(jié)合；文獻(xiàn)[13]結(jié)合室內(nèi)蠕變試驗結(jié)果，采用Burgers流變模型，分析不同流變周期內(nèi)支護(hù)結(jié)構(gòu)受力隨時間變化的規(guī)律；文獻(xiàn)[14]研究了襯砌結(jié)構(gòu)在裂損存在狀態(tài)下的受力特性，對襯砌裂損病害進(jìn)行安全性評估，提出裂損病害安全性評價方法；文獻(xiàn)[15]認(rèn)為在高地應(yīng)力軟巖大變形地段，設(shè)計施工可將二次襯砌作為部分承載結(jié)構(gòu)，合理安排支護(hù)結(jié)構(gòu)施作時機，提高初期支護(hù)和二次襯砌安全性。

上述文獻(xiàn)對圍巖變形機制、隧道大變形控制、襯砌結(jié)構(gòu)裂損后受力狀態(tài)等進(jìn)行了研究，但對高地應(yīng)力軟巖隧道襯砌裂損后重新施作結(jié)構(gòu)的安全性研究仍不完善，加之地質(zhì)巖體狀況復(fù)雜多變，到目前為止，對高地應(yīng)力軟巖襯砌結(jié)構(gòu)裂損的控制方法尚不成熟。隨著西部地區(qū)經(jīng)濟(jì)發(fā)展的需求，將會修建越來越多的高地應(yīng)力軟巖隧道，類似的問題還會出現(xiàn)。針對以上情況，本文結(jié)合蘭渝鐵路木寨嶺隧道設(shè)計、施工情況，通過數(shù)值模型計算，結(jié)合襯砌結(jié)構(gòu)監(jiān)測數(shù)據(jù)，分析圍巖和襯砌結(jié)構(gòu)的受力變形情況，對襯砌裂損重新施作后結(jié)構(gòu)的安全性進(jìn)行評價，并給出合理的工程對策，進(jìn)而指導(dǎo)現(xiàn)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(yīng)力極高、圍巖強度低、斷層分布、圍巖后期流變性強，施工現(xiàn)場支護(hù)結(jié)構(gòu)頻繁出現(xiàn)“支了壞，壞了拆，拆了再支”的情況，襯砌裂損嚴(yán)重，導(dǎo)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(zhì)板巖，斷層為擠壓性斷層，受構(gòu)造影響嚴(yán)重，褶皺發(fā)育，產(chǎn)狀凌亂、無規(guī)律，節(jié)理、裂隙發(fā)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(jié)構(gòu)，石質(zhì)軟硬不均，局部可見石英團(tuán)塊呈粉末狀，綜合判定為Ⅴ級軟巖。經(jīng)現(xiàn)場實測，最大水平地應(yīng)力為24.95～27.16 MPa，巖石強度應(yīng)力比為0.49，根據(jù)GB 50218—2014《工程巖體分級標(biāo)準(zhǔn)》規(guī)定，為極高地應(yīng)力。在隧道進(jìn)入F14斷層帶施工后，初期支護(hù)變形極大，造成初期支護(hù)失效并反復(fù)拆換，二次襯砌裂損嚴(yán)重，施工進(jìn)展極為緩慢。

2 襯砌裂損重新施作段施工情況及支護(hù)參數(shù)

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(jìn)行徑向注漿圍巖加固，然后進(jìn)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(hù)—擴(kuò)挖并施作上臺階第1層初期支護(hù)—拆除中臺階原有二次襯砌及初期支護(hù)—擴(kuò)挖并施作中臺階第1層初期支護(hù)—施作上、中臺階第2層初期支護(hù)—拆除下臺階原有二次襯砌及初期支護(hù)—擴(kuò)挖并施作下臺階第1、2層初期支護(hù)—拆除仰拱填充層及初期支護(hù)—擴(kuò)挖并施作仰拱—施作拱墻第3層初期支護(hù)—施作拱墻襯砌。

2.2 支護(hù)參數(shù)

高地應(yīng)力軟巖隧道襯砌裂損重新施作段襯砌拆除前后支護(hù)參數(shù)見表1。

表1 隧道襯砌裂損重新施作段襯砌拆除前后支護(hù)參數(shù)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(jié)構(gòu)安全性分析

3.1 襯砌裂損重新施作段結(jié)構(gòu)受力監(jiān)測結(jié)果分析

為研究襯砌裂損重新施作段結(jié)構(gòu)受力變形特征，選取DYK180+895段作為結(jié)構(gòu)受力變形監(jiān)測斷面。

3.1.1 拆換后支護(hù)結(jié)構(gòu)變形分析

拆換后支護(hù)結(jié)構(gòu)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(hù)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(hù)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(hù)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(hù)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(hù)的不斷加強，變形速率整體呈現(xiàn)不斷減小，其中，第1層支護(hù)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(hù)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(hù)施作后，變形速率均控制在1.4 mm/d以內(nèi)。表2結(jié)果說明：隨著支護(hù)強度的提高和支護(hù)結(jié)構(gòu)多次拆換，圍巖應(yīng)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(hù)結(jié)構(gòu)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(jié)構(gòu)整體變形情況，選取典型斷面DYK180+895進(jìn)行監(jiān)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(hù)變形整體較小，其中第2層因監(jiān)測時間較長，累計變形最大；隨著支護(hù)的不斷加強，變形速率不斷減小，第3層支護(hù)施作后，變形速率已趨于穩(wěn)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(xiàn)場結(jié)構(gòu)受力監(jiān)測結(jié)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(nèi)逐漸減小，其中第1層支護(hù)接觸壓力最大，平均為1 370.1 kPa，第2層支護(hù)接觸壓力平均為382.5 kPa，第3層支護(hù)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(hù)結(jié)構(gòu)各位置的接觸壓力大體呈現(xiàn)不斷減小的趨勢；2)經(jīng)計算，第1層支護(hù)承擔(dān)了60.4%的圍巖壓力，第2層支護(hù)承擔(dān)了16.8%的圍巖壓力，第3層支護(hù)承擔(dān)了21.8%的圍巖壓力，二次襯砌承擔(dān)了1.0%的圍巖壓力；前3層支護(hù)幾乎承擔(dān)了所有的圍巖壓力，這符合隧道設(shè)計中襯砌作為安全儲備的理念；3)通過層層支護(hù)、分層抵抗的方法來逐漸降低襯砌受力，保證了襯砌結(jié)構(gòu)的安全。

表3 DYK180+895斷面接觸壓力統(tǒng)計Table 3 Statistics of contact pressure of section DYK180+895 kPa

3.1.3 二次襯砌鋼筋應(yīng)力

二次襯砌內(nèi)外側(cè)鋼筋應(yīng)力監(jiān)測數(shù)據(jù)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(yīng)力為33.15 MPa，鋼筋應(yīng)力整體較小，增長趨勢不明顯。

3.1.4 二次襯砌混凝土應(yīng)力

二次襯砌內(nèi)外側(cè)混凝土應(yīng)力監(jiān)測數(shù)據(jù)如圖5—6所示。由圖可知：DYK180+895斷面二次襯砌混凝土應(yīng)力整體受壓，趨于穩(wěn)定后的最大壓應(yīng)力為7.40 MPa，為C35混凝土軸心抗壓強度設(shè)計值(16.7 MPa)的44.3%，結(jié)構(gòu)安全，二次襯砌混凝土應(yīng)力無明顯增長趨勢。

圖2二次襯砌裂損拆除段第一層支護(hù)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(nèi)側(cè)鋼筋應(yīng)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(cè)鋼筋應(yīng)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(jié)構(gòu)受力數(shù)值計算結(jié)果分析

為研究高地應(yīng)力軟巖隧道襯砌裂損重新施作段結(jié)構(gòu)安全性，利用FLAC3D軟件進(jìn)行數(shù)值模擬，對比襯砌拆除前后支護(hù)結(jié)構(gòu)受力情況。

3.2.1 數(shù)值計算模型及參數(shù)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(hù)采用實體單元模擬，襯砌結(jié)構(gòu)采用殼單元模擬，圍巖服從Mohr-Coulomb屈服準(zhǔn)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(yīng)力為11.3 MPa(上覆巖層的平均加權(quán)容重取20 kN/m3，上覆巖層總厚度取565 m)，方向豎直向下，側(cè)壓力系數(shù)取1.8，模型如圖7所示，圍巖、支護(hù)結(jié)構(gòu)參數(shù)取值見表4—6。

圖5 DYK180+895斷面二次襯砌內(nèi)側(cè)混凝土應(yīng)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(cè)混凝土應(yīng)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(shù)Table 4 Parameters of surrounding rock

表5 支護(hù)結(jié)構(gòu)計算參數(shù)Table 5 Calculation parameters of support structure

注：計算參數(shù)采用等剛度加權(quán)平均的方法進(jìn)行換算。

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

3.2.2 襯砌拆換前結(jié)構(gòu)受力變形數(shù)值計算分析

為減小邊界效應(yīng)的影響，選取模型中間位置處計算結(jié)果進(jìn)行分析。

3.2.2.1 襯砌拆換前支護(hù)結(jié)構(gòu)位移

施工階段各開挖步驟下支護(hù)結(jié)構(gòu)拱頂沉降和水平收斂數(shù)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(hù)承擔(dān)變形量占比為72%；中臺階開挖完成后，支護(hù)承擔(dān)變形量占比為22%；下臺階開挖完成后，支護(hù)承擔(dān)變形量占比為6%。水平收斂處：上臺階開挖完成后，支護(hù)承擔(dān)變形量占比為75%；中臺階開挖完成后，支護(hù)承擔(dān)變形量占比為15%；下臺階開挖完成后，支護(hù)承擔(dān)變形量占比為10%。

表7 各開挖步驟下支護(hù)結(jié)構(gòu)拱頂沉降及水平收斂統(tǒng)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(hù)結(jié)構(gòu)應(yīng)力

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

(a) 最小主應(yīng)力

(b) 最大主應(yīng)力

3.2.3 襯砌拆換后結(jié)構(gòu)受力變形數(shù)值計算分析

3.2.3.1 襯砌拆換后支護(hù)結(jié)構(gòu)位移

襯砌拆換后支護(hù)結(jié)構(gòu)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(hù)結(jié)構(gòu)應(yīng)力

襯砌拆換后支護(hù)結(jié)構(gòu)主應(yīng)力云圖如圖10所示。由圖可知：二次襯砌最小主應(yīng)力為-4.55 MPa，位于拱頂及仰拱處，二次襯砌處于受壓狀態(tài)；二次襯砌最大主應(yīng)力較小，幾乎為0，說明二次襯砌結(jié)構(gòu)完全處于受壓狀態(tài)。二次襯砌所受最大壓應(yīng)力為4.55 MPa，未超出混凝土軸心抗壓強度標(biāo)準(zhǔn)值。

(a) 最小主應(yīng)力

(b) 最大主應(yīng)力

3.2.4 襯砌拆換前后結(jié)構(gòu)應(yīng)力對比分析

襯砌拆換前最大壓應(yīng)力為24.46 MPa，襯砌拆換后襯砌最大壓應(yīng)力為4.54 MPa，最大壓應(yīng)力下降了81%，說明拆換后襯砌結(jié)構(gòu)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(jié)構(gòu)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(shè)計規(guī)范》中對二次襯砌安全系數(shù)的要求對二次襯砌進(jìn)行評價。對于二次襯砌的安全系數(shù)，可分為抗壓安全系數(shù)和抗拉安全系數(shù)，一般情況下只考慮抗壓安全系數(shù)?？梢愿鶕?jù)材料的極限強度計算出偏心受壓構(gòu)件的極限承載力Nu，然后與實際內(nèi)力N相比，得出截面的抗壓(或抗拉)強度安全系數(shù)K并與規(guī)范規(guī)定的安全系數(shù)[K]比較，見式1。

(1)

3.3.2 襯砌拆換前支護(hù)結(jié)構(gòu)受力數(shù)值計算分析

襯砌拆換前結(jié)構(gòu)內(nèi)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(xiàn)為內(nèi)側(cè)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(jù)二次襯砌安全系數(shù)計算方法，對二次襯砌各位置各單元安全性進(jìn)行檢驗，二次襯砌各單元安全系數(shù)計算結(jié)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(shù)Table 8 Safety factors of secondary lining

由表8可知：二次襯砌結(jié)構(gòu)各位置安全系數(shù)均小于規(guī)范中要求值，其中拱頂、仰拱位置安全系數(shù)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(jīng)破壞，這與實際工程中二次襯砌拱頂裂損、仰拱隆起的現(xiàn)象相符。

3.3.3 襯砌拆換后支護(hù)結(jié)構(gòu)受力數(shù)值計算分析

襯砌拆換后結(jié)構(gòu)內(nèi)力圖如圖12所示。由圖可知：襯砌結(jié)構(gòu)整體所受彎矩較小，最大為17.74 kN·m，表現(xiàn)為內(nèi)側(cè)受拉；襯砌結(jié)構(gòu)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(jù)結(jié)構(gòu)安全系數(shù)計算方法，對襯砌結(jié)構(gòu)各位置各單元安全性進(jìn)行檢驗，各單元安全系數(shù)計算結(jié)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(jié)構(gòu)安全系數(shù)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(shù)均處于3.3～8.1，均大于規(guī)范中要求值，說明襯砌結(jié)構(gòu)處于安全狀態(tài)。

4 結(jié)論與建議

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

2)襯砌裂損段重新施作后，趨于穩(wěn)定后的襯砌結(jié)構(gòu)混凝土最大壓應(yīng)力為7.40 MPa，為C35混凝土軸心抗壓強度設(shè)計值44.3%；襯砌結(jié)構(gòu)最大鋼筋應(yīng)力為33.15 MPa，且混凝土應(yīng)力和鋼筋應(yīng)力增長趨勢均不明顯。數(shù)值模擬結(jié)果顯示，襯砌各位置安全系數(shù)均處于3.3～8.1，均大于規(guī)范中要求值，說明結(jié)構(gòu)處于安全狀態(tài)。

3)本文僅對高地應(yīng)力軟巖隧道襯砌裂損重新施作段結(jié)構(gòu)在施工階段的安全性進(jìn)行了研究，后續(xù)建議分析運營期襯砌裂損重新施作段結(jié)構(gòu)受力變形監(jiān)測數(shù)據(jù)，評價其安全性。