管曉軍， 李 暢， 仇文革， 申志軍， 龔 倫， 王 剛

(1. 蒙西華中鐵路股份有限公司工程技術(shù)部， 北京 100073；2. 西南交通大學(xué) 交通隧道工程教育部重點(diǎn)實(shí)驗(yàn)室， 四川 成都 610031；3. 西南交通大學(xué)土木工程學(xué)院， 四川 成都 610031； 4. 成都天佑智隧科技有限公司， 四川 成都 610031)

0 引言

蘭渝鐵路、鄭西客專的修建，豐富了我國大斷面黃土隧道修建技術(shù)，但目前仍未形成系統(tǒng)的黃土隧道設(shè)計修建理論與方法。總體上看，黃土隧道理論研究遠(yuǎn)遠(yuǎn)滯后于工程實(shí)踐，設(shè)計施工主要通過工程類比法[1]進(jìn)行。

陳建勛等[2]對黃土隧道洞口段支護(hù)結(jié)構(gòu)的力學(xué)特性進(jìn)行了分析，建議取消黃土隧道洞口段系統(tǒng)錨桿，采用由鋼拱架、鋼筋網(wǎng)、鎖腳錨桿、噴射混凝土、縱向連接筋組合形成的初期支護(hù)結(jié)構(gòu)?；魸櫩频萚3]通過數(shù)值模擬和現(xiàn)場量測數(shù)據(jù)分析，給出了黃土隧道初期支護(hù)的優(yōu)化參數(shù)。姜久純[4]對劉家坪3號隧道的初期支護(hù)結(jié)構(gòu)進(jìn)行受力監(jiān)測，監(jiān)測結(jié)果表明噴射混凝土應(yīng)力均為壓應(yīng)力。扈世民等[5]通過數(shù)值模擬結(jié)合現(xiàn)場監(jiān)測試驗(yàn)，得到了黃土隧道初期支護(hù)的受力與變形狀態(tài)。李健等[6]研究分析了圍巖與組合支護(hù)的相互作用機(jī)制，得出了格柵鋼架在大斷面黃土隧道中的適用條件，以及初期支護(hù)的合理設(shè)計參數(shù)。

既有研究多基于初期勘探的地質(zhì)資料，采用施工試驗(yàn)段、應(yīng)力監(jiān)測以及圍巖-支護(hù)共同協(xié)調(diào)變形的數(shù)值分析方法對黃土隧道的受力模式以及合理支護(hù)參數(shù)進(jìn)行研究。但圍巖的力學(xué)參數(shù)并非一直恒定，隧道開挖擾動引起的地下水通路變化、連續(xù)降水、受力狀態(tài)改變等因素都可能導(dǎo)致圍巖劣化，從而使支護(hù)結(jié)構(gòu)產(chǎn)生附加應(yīng)力，影響圍巖-支護(hù)體系的整體穩(wěn)定性； 而在圍巖含水率升高至軟塑、流塑狀態(tài)時，圍巖-支護(hù)間的相對滑移已不可忽略，在計算中應(yīng)予以考慮。本文以蒙華鐵路MHSS-1標(biāo)段陽山隧道深埋老黃土圍巖劣化段為工程依托，研究圍巖劣化對隧道支護(hù)結(jié)構(gòu)受力特征的影響，計算中通過設(shè)置接觸參數(shù)考慮圍巖-支護(hù)間的滑移效應(yīng)，以期為初期支護(hù)破壞段的拆換加固提供依據(jù)，并為后續(xù)段落的施工設(shè)計變更提供參考。

1 依托工程開挖前地質(zhì)情況

陽山隧道深埋老黃土初期支護(hù)破裂段DK390+786～+520埋深為128～142 m,隧洞洞身地層巖性為第四系中更新統(tǒng)黏質(zhì)老黃土，圍巖級別為Ⅳ，硬塑，開挖未見地下水，原地質(zhì)勘探反映該段土體含水量約為15%，為弱膨脹土，塑限為20%，液限為33.4%，塑性指數(shù)為13.4，黏聚力為76.2 kPa，內(nèi)摩擦角為30.6°； 上覆第四系上更新統(tǒng)砂質(zhì)新黃土，黏質(zhì)新黃土。

黃土的物理力學(xué)性質(zhì)受含水率的影響很大，當(dāng)黃土的含水率小于塑限時，黃土含水率的變化對其抗剪強(qiáng)度參數(shù)的影響較大； 當(dāng)含水率超過塑限時，影響相對較??； 而超過飽和含水率時，影響不大[7]。

2 初期支護(hù)破壞情況及現(xiàn)場測試結(jié)果

2016年5月，蒙華鐵路陽山隧道出口深埋老黃土段(DK390+786～+520)初期支護(hù)發(fā)生破壞并造成初期支護(hù)侵限，表現(xiàn)為上臺階拱腰至拱腳處混凝土開裂剝落、鋼架屈曲錯臺，掉塊沿縱向貫通，初期支護(hù)變形侵限。破壞發(fā)生后，對侵限情況進(jìn)行量測，侵限范圍為內(nèi)軌頂上0.08～8.89 m，侵限值為5.0～22.3 cm。初期支護(hù)破壞情況如圖1所示。

(a) 鋼架屈曲整體圖

(b) 鋼架屈曲細(xì)部圖

圖1初期支護(hù)破壞情況

Fig. 1 Destruction of primary support

為找到導(dǎo)致初期支護(hù)破壞的原因，采取了現(xiàn)場含水率測試、鉆芯取樣、波速測試等措施。在初期支護(hù)破裂段現(xiàn)場隨機(jī)選取5處(每處4個鉆孔)進(jìn)行圍巖波速測試，每處在初期支護(hù)開裂的上、下側(cè)各布置2個鉆孔，孔間豎向距離約1 m，以DK390+563.4斷面為例，孔位設(shè)置如圖2所示，圖中的孔號由高到低分別為1—4號。得到的波速-孔深分布曲線如圖3—4所示。

圖2 DK390+563.4斷面兩側(cè)孔位示意圖(單位: m)

Fig.2 Sketch of hole position on both sides of section DK390+563.4 (unit: m)

圖3 DK390+563.4斷面左側(cè)圍巖波速-孔深分布曲線

Fig.3 Wave velocity-depth distribution curves of surrounding rock of left side of section DK390+563.4

圖4 DK390+563.4斷面右側(cè)圍巖波速-孔深分布曲線

Fig.4 Distribution curves of wave velocity-depth of surrounding rock of right side of section DK390+563.4

根據(jù)各鉆孔最深的圍巖波速降低點(diǎn)，作出初期支護(hù)破壞附近的圍巖潛在破裂面如圖5所示。

圖5 DK390+563.4斷面潛在破裂面示意圖(單位： m)

Fig.5 Sketch of potential fracture surface of section DK390+563.4 (unit: m)

為了進(jìn)一步研究圍巖的破壞形式并對前面的鉆孔聲波測試結(jié)果進(jìn)行驗(yàn)證，選取不同斷面不同部位的5處進(jìn)行鉆孔取芯，5個鉆孔位置如圖6所示。

鉆取后1#、3#孔的芯樣如圖7所示。由鉆孔芯樣照片可知，1#、3#孔的芯樣分別在約3.5、3.7 m處有斜向斷裂，驗(yàn)證了剪切滑移面的存在，也證明了圍巖波速測試結(jié)果的正確性，而其余芯樣無明顯的斜向斷裂。

圖6 取芯鉆孔位置圖(單位： cm)

(a) 1#芯樣照片 (b) 3#芯樣照片

在初期支護(hù)破裂段抽取3個斷面，在初期支護(hù)破壞位置以下約1.5 m處持續(xù)測試含水率，得到的圍巖含水率歷時曲線如圖8所示。

圖8 監(jiān)測斷面含水率歷時曲線(2016年)

由測試結(jié)果可知，相比于初始含水率15%，初期支護(hù)破壞后再次測試的含水率均有不同程度的提高，升高至17.2%～22.5%，并在持續(xù)監(jiān)測的第17日開始趨于穩(wěn)定，含水率穩(wěn)定在24%～30%，均已超過土體的塑限。

3 原圍巖參數(shù)與圍巖劣化工況的對比分析

3.1 深埋黃土段圍巖壓力分擔(dān)比例分析

首先不考慮圍巖劣化，在原圍巖參數(shù)下分析圍巖的穩(wěn)定性特征。由于在隧道修建過程中，監(jiān)控量測滯后于開挖，量測前的先期位移并沒有被記錄。先期位移包括掌子面開挖時由于縱向效應(yīng)距離掌子面2～5倍洞徑內(nèi)(因圍巖的物理力學(xué)參數(shù)而異)的未開挖段產(chǎn)生的位移，以及開挖后量測前產(chǎn)生的位移。為了考慮由于開挖后支護(hù)前產(chǎn)生的先期位移所引起的不平衡力變化，通過數(shù)值計算進(jìn)行分析，分析軟件采用FLAC3D，模型尺寸為250 m×150 m×1 m，取圍巖劣化前參數(shù)，圍巖用實(shí)體單元模擬，采用摩爾-庫侖本構(gòu)模型，不設(shè)置支護(hù)結(jié)構(gòu)，邊界約束按平面應(yīng)變進(jìn)行設(shè)置，計算在重力作用下圍巖的穩(wěn)定特征。對計算結(jié)果進(jìn)行分析處理得到當(dāng)前計算工況下不平衡力率與位移率的關(guān)系曲線如圖9所示。其中不平衡力率為在數(shù)值分析中無支護(hù)條件下，隧道開挖后計算收斂前某一計算分析步對應(yīng)的最大不平衡力與隧道開挖后第一個計算分析步對應(yīng)的最大不平衡力的比率，以此表征圍巖壓力釋放程度。

圖9 原圍巖參數(shù)工況下不平衡力率與位移率關(guān)系曲線

Fig.9 Curve of relationship between unbalanced force rate and displacement rate under condition of original surrounding rock parameters

根據(jù)鄭西客運(yùn)專線大斷面黃土隧道開挖監(jiān)測數(shù)據(jù)中各階段變形占總變形的比例[8]，即超前沉降占5%～14%，隧道開挖的瞬時變形占20%～30%，其余變形為開始常規(guī)監(jiān)測時記錄的總變形量。此次分析取超前變形占10%，開挖產(chǎn)生的瞬時變形占25%，監(jiān)測的總變形占65%。陽山隧道深埋老黃土段預(yù)留變形量為12 cm，初期支護(hù)破裂前段的監(jiān)測數(shù)據(jù)顯示位移最大值位于測線1，即上臺階與中臺階分界面上15 cm處的凈空收斂測線，收斂位移為6～10 cm，統(tǒng)計平均值為8.1 cm，對應(yīng)計算得到開挖后的瞬時變形約為3.12 cm。由于測侵限值時，圍巖含水率已有提高，圍巖有劣化現(xiàn)象，因而由此得到的瞬時變形略偏大，在計算分析時取開挖及出渣立架到正式實(shí)施監(jiān)測前的總變形量均值為3.0 cm，由其位移率通過擬合式得到的最大不平衡力率為89.86%，即立鋼拱架噴漿進(jìn)行正式監(jiān)測時圍巖壓力僅為原巖應(yīng)力的89.86%。以此為依據(jù)，在后續(xù)數(shù)值分析中，先將不平衡力的10%由圍巖通過產(chǎn)生位移調(diào)整二次應(yīng)力分布自承，剩余90%由施作支護(hù)后的圍巖-支護(hù)體系共同承擔(dān)。

3.2 數(shù)值分析計算參數(shù)取值及計算工況設(shè)置

由于洞身圍巖是大塊壓實(shí)結(jié)構(gòu)，且本身的含水率較高，故不考慮濕陷性； 洞深圍巖為黏質(zhì)老黃土，開挖無明顯的滲流水及涌水涌泥，故也不考慮計算水頭壓力以及流固耦合作用。計算時主要考慮含水率升高導(dǎo)致的圍巖劣化對初期支護(hù)受力的影響，并結(jié)合現(xiàn)場實(shí)測應(yīng)力驗(yàn)證，分析實(shí)際的圍巖劣化程度。

計算參數(shù)取值依據(jù)勘探資料，并參考《工程地質(zhì)手冊》[7]中陜西區(qū)域的黃土參數(shù)統(tǒng)計值，以及黃土物理力學(xué)性質(zhì)隨含水率變化的試驗(yàn)數(shù)據(jù)，具體參數(shù)取值見表1。對于接觸面參數(shù)的取值，根據(jù)經(jīng)驗(yàn)[9]，在數(shù)值計算中剛度的限值一般滿足如下要求：

(1)

(2)

式中：kn、ks分別為接觸面法向剛度和切向剛度； Δdmin為結(jié)構(gòu)面法向方向上與結(jié)構(gòu)面相鄰巖體的單元尺寸；K、G分別為巖體的體積模量和剪切模量。

表1 地層計算參數(shù)

接觸面參數(shù)的取值見表2—3。初期支護(hù)噴射混凝土等級為C25，厚度為22 cm，鎖腳錨管采用4 mφ42 mm×5 mm鋼管，每處2根。

表2 接觸計算參數(shù)

表3 支護(hù)參數(shù)

由于此次分析主要考慮在實(shí)際施工中初期支護(hù)結(jié)構(gòu)的破壞風(fēng)險，所以均取材料的極限強(qiáng)度進(jìn)行考慮，對于安全儲備主要由二次襯砌承擔(dān)。對于噴射混凝土襯砌抗剪強(qiáng)度的考慮： 抗剪法試驗(yàn)[10]中對于常規(guī)澆筑的C25混凝土測值為5.4～6.1 MPa，而噴射混凝土施工的混凝土抗剪強(qiáng)度則更低，按規(guī)范[11]中C25混凝土的抗壓強(qiáng)度與噴射混凝土抗壓強(qiáng)度的比值考慮折減系數(shù)為0.895(在一定范圍內(nèi)，混凝土的抗剪強(qiáng)度與抗壓強(qiáng)度可近似看作線性相關(guān)[10])，噴射混凝土抗剪強(qiáng)度為4.83～5.46 MPa，按4.5 MPa考慮。雖然隨著壓應(yīng)力增大，抗剪強(qiáng)度會有所提高，但在評價安全性時不考慮此增益作用。施工后噴射混凝土試塊芯樣的軸心抗壓強(qiáng)度實(shí)測值為25 MPa，根據(jù)規(guī)范[11]中彎曲抗壓強(qiáng)度與軸心抗壓強(qiáng)度的換算式，可得彎曲抗壓強(qiáng)度為27 MPa。

為研究原圍巖參數(shù)下支護(hù)結(jié)構(gòu)的受力特征與不同圍巖劣化程度下呈現(xiàn)出的差異，將計算工況設(shè)置如表4所示。

表4 計算工況

計算模型如圖10所示，邊界條件按平面應(yīng)變設(shè)置。

圖10 計算模型示意圖(單位： m)

在重力作用下，初始地應(yīng)力平衡后，按三臺階開挖進(jìn)行分析。圍巖采用實(shí)體單元模擬，為摩爾-庫侖本構(gòu)； 初期支護(hù)襯砌及鎖腳錨管采用結(jié)構(gòu)單元進(jìn)行模擬，考慮圍巖為黃土且劣化前處于硬塑狀態(tài)，劣化后含水率超過塑限，計算時允許圍巖與襯砌及鎖腳錨管間在達(dá)到界面剪切強(qiáng)度后發(fā)生小變形滑移。圍巖劣化區(qū)及周邊區(qū)域網(wǎng)格劃分如圖11所示，初期支護(hù)模型如圖12所示。

圖11 圍巖劣化區(qū)及周邊區(qū)域網(wǎng)格劃分

Fig.11 Mesh generation of surrounding rock deterioration area and surrounding area

圖12 初期支護(hù)模型

3.3 工況1 原圍巖參數(shù)數(shù)值分析

按圍巖劣化前參數(shù)進(jìn)行計算分析，以研究在圍巖不劣化情況下支護(hù)體系的受力特征及安全性。將計算結(jié)果處理得到軸力、剪力、彎曲力對應(yīng)的凈空側(cè)初期支護(hù)噴射混凝土應(yīng)力，正應(yīng)力以拉為正，壓為負(fù)； 剪切應(yīng)力符號與內(nèi)力生成的局部坐標(biāo)系有關(guān)，以隧道中心線為隧道左右側(cè)分界線，左側(cè)剪應(yīng)力為負(fù)，右側(cè)剪應(yīng)力為正，所對應(yīng)的剪切力方向指向隧道凈空側(cè)。由于在計算結(jié)果中彎曲應(yīng)力均較軸壓應(yīng)力小，圍巖側(cè)與凈空側(cè)均為全環(huán)受壓，且正應(yīng)力的破壞控制側(cè)均在凈空側(cè)，因此在后續(xù)計算結(jié)果中均只顯示作為控制側(cè)的凈空側(cè)結(jié)構(gòu)應(yīng)力分布。為減弱計算邊界效應(yīng)的誤差，選取中心環(huán)的單元，計算得到的噴射混凝土應(yīng)力分布如圖13所示，圖中數(shù)據(jù)為選取的結(jié)構(gòu)特征點(diǎn)應(yīng)力值。

(a) 噴射混凝土軸力對應(yīng)正應(yīng)力分布圖

(b) 噴射混凝土剪力對應(yīng)剪切應(yīng)力分布圖

(c) 噴射混凝土彎曲應(yīng)力分布圖

(d) 噴射混凝土凈空側(cè)綜合正應(yīng)力分布圖

圖13工況1噴射混凝土凈空側(cè)各內(nèi)力對應(yīng)應(yīng)力分布(單位： MPa)

Fig.13 Stress distributions corresponding to internal force in clearance side of shotcrete under working condition 1 (unit: MPa)

由圖13可知，噴射混凝土全環(huán)受壓，以軸壓應(yīng)力為主，彎曲應(yīng)力較小。最大綜合正應(yīng)力位于拱頂，為16.22 MPa，小于極限彎曲抗壓強(qiáng)度27 MPa，抗壓安全系數(shù)為1.665； 最大剪應(yīng)力位于上臺階拱腳施作鎖腳錨管處，為3.58 MPa，小于4.5 MPa的極限抗剪強(qiáng)度，抗剪安全系數(shù)為1.265，方向指向隧道凈空側(cè)。當(dāng)前支護(hù)下基本能滿足受力要求，但上臺階拱腳的抗剪安全裕度偏小，若考慮材料及施工質(zhì)量的離散性，初期支護(hù)仍存在一定的破壞風(fēng)險。

3.4 工況2 圍巖劣化無連續(xù)滑移面數(shù)值分析

對開挖后圍巖劣化，但未形成大的連續(xù)破裂滑移面的工況進(jìn)行計算，分析支護(hù)體系的受力特征及安全性。計算得到的噴射混凝土內(nèi)力如圖14所示。

由圖14可知，噴射混凝土全環(huán)受壓，軸壓應(yīng)力較工況1變化不大，上臺階襯砌彎曲壓應(yīng)力增幅較大； 上臺階襯砌同時有較大的軸壓應(yīng)力以及彎曲壓應(yīng)力，最大綜合正應(yīng)力在拱頂，為25.6 MPa，較工況1增大57.83%，抗壓安全系數(shù)為1.05； 最大剪應(yīng)力位于上臺階拱腳施作鎖腳錨管處，為5.77 MPa，較工況1增大61.17%，抗剪安全系數(shù)為0.780，方向指向隧道凈空側(cè)。此工況下，當(dāng)前支護(hù)普遍會在上臺階拱腳處發(fā)生剪切破壞，拱腳剪切破壞后，位移會有較大的發(fā)展，同時會存在一定程度的應(yīng)力釋放，使當(dāng)前襯砌內(nèi)力有不同程度的降低。因此，相比于采用常規(guī)初期支護(hù)在發(fā)生破裂之后被動讓壓，達(dá)到新的平衡狀態(tài)，更適宜的支護(hù)思路是采用能適應(yīng)圍巖大變形的讓壓支護(hù)結(jié)構(gòu)，如限阻耗能型支護(hù)[12]。

3.5 工況3圍巖劣化有連續(xù)滑移面數(shù)值分析

在工況3中依據(jù)前述現(xiàn)場波速測試及鉆孔驗(yàn)證得到的破裂面范圍，在數(shù)值計算中通過建立接觸面模擬破裂滑移面，以考慮界面的剪切滑移效應(yīng)，接觸面參數(shù)見表2—3。結(jié)合含水率測試的結(jié)果，分析可知由于隧道開挖后產(chǎn)生的新生裂隙形成了滲水通路，施工期間正值雨季，持續(xù)的大氣降水補(bǔ)給使洞周圍巖含水率升高而劣化，加劇了裂隙發(fā)展，最終形成了連續(xù)的剪切滑移面。對此工況進(jìn)行計算，分析支護(hù)體系的受力特征及安全性。計算得到的襯砌內(nèi)力如圖15所示。

由圖15可知，噴射混凝土全環(huán)受壓，全環(huán)同時有較大的軸壓應(yīng)力以及彎曲壓應(yīng)力，最大綜合正應(yīng)力位于滑移體上部接觸邊界處，為37.24 MPa，較工況1增大129.59%； 此處同時有最大剪應(yīng)力，為77.68 MPa，較工況1增大20.70倍，指向隧道凈空側(cè)。此時噴射混凝土應(yīng)力已遠(yuǎn)超過噴射混凝土強(qiáng)度，發(fā)生破壞的位置為滑移體與襯砌支護(hù)相交處的上邊界，在高剪、壓應(yīng)力的作用下發(fā)生剪壓破壞，破壞的具體位置與實(shí)際形成的破裂滑移面的位置有關(guān)。

此工況下，不僅當(dāng)前的支護(hù)不能滿足受力要求，施作套拱加強(qiáng)支護(hù)也難以抵抗極高的剪切應(yīng)力。從當(dāng)前計算工況的設(shè)置可以看出，高剪切應(yīng)力是由于形成了完整連續(xù)破裂滑移面所致，且其主要風(fēng)險位置分布在臺階拱腰至拱腳以及中臺階拱腰至拱腳區(qū)域。因而應(yīng)對措施可以從加固地層、減弱受力關(guān)鍵區(qū)域的圍巖劣化程度的方向去考慮。

(a) 噴射混凝土軸力對應(yīng)正應(yīng)力分布圖

(b) 噴射混凝土剪力對應(yīng)剪切應(yīng)力分布圖

(c) 噴射混凝土彎曲應(yīng)力分布圖

(d) 噴射混凝土凈空側(cè)綜合正應(yīng)力分布圖

圖14工況2噴射混凝土凈空側(cè)各內(nèi)力對應(yīng)應(yīng)力分布(單位： MPa)

Fig.14 Stress distributions corresponding to internal force in clearance side of shotcrete under working condition 2 (unit: MPa)

(a) 噴射混凝土軸力對應(yīng)正應(yīng)力分布圖

(b) 噴射混凝土剪力對應(yīng)剪切應(yīng)力分布圖

(c) 噴射混凝土彎曲應(yīng)力分布圖

(d) 噴射混凝土凈空側(cè)綜合正應(yīng)力分布圖

圖15工況3噴射混凝土凈空側(cè)各內(nèi)力對應(yīng)應(yīng)力分布(單位： MPa)

Fig.15 Stress distributions corresponding to internal force in clearance side of shotcrete under working condition 3 (unit: MPa)

3.6 鎖腳錨管受力分析

計算結(jié)果顯示，全工況均是上中臺階的受力較大，而下臺階的鎖腳錨管受力較小，但具體受力分布不同。

1)工況1、工況2最大軸壓力位于上臺階的鎖腳錨管前中段，最大軸拉力位于中臺階鎖腳錨管中后段，且均已屈服； 最大彎矩位于上臺階鎖腳錨管的前中段。

2)工況3最大軸壓力位于中臺階的鎖腳錨管前中段并已經(jīng)壓曲； 最大軸拉應(yīng)力為92.3 MPa，位于上臺階鎖腳錨管全段； 最大彎矩位于上臺階鎖腳錨管中后段，中臺階鎖腳錨管的前段。

3.7 計算結(jié)果綜合分析及現(xiàn)場實(shí)測支護(hù)內(nèi)力驗(yàn)證

將3個計算工況的綜合正應(yīng)力分布進(jìn)行處理，得到了基于工況1、2的應(yīng)力包絡(luò)線； 考慮實(shí)際破壞區(qū)位于上臺階拱腰至拱腳區(qū)域，且綜合正應(yīng)力的峰值與剪切應(yīng)力峰值位于同一位置，因此將計算工況3的正應(yīng)力峰值在初期支護(hù)破壞區(qū)間進(jìn)行旋轉(zhuǎn)偏移，得到基于破裂滑移面實(shí)際分布范圍的全工況正應(yīng)力包絡(luò)線。計算工況的正應(yīng)力分布包絡(luò)圖如圖17所示。

圖17 計算工況的正應(yīng)力分布包絡(luò)圖(單位： MPa)

Fig.17 Envelope diagram of normal stress distribution under calculation condition (unit： MPa)

在DK390+786～+520段共設(shè)置了6個應(yīng)力應(yīng)變監(jiān)測斷面，綜合6個斷面凈空側(cè)的應(yīng)力測試情況，得到了實(shí)測凈空側(cè)噴射混凝土正應(yīng)力的包絡(luò)線； 并根據(jù)前面的3個計算工況的數(shù)值分析結(jié)果，選取與實(shí)測測點(diǎn)相同的應(yīng)力特征點(diǎn)得到了基于實(shí)測測點(diǎn)的計算正應(yīng)力包絡(luò)線。計算應(yīng)力分布與實(shí)測應(yīng)力分布的對比包絡(luò)圖如圖18所示。

計算與實(shí)測應(yīng)力的對比分析表明，只有考慮破裂滑移面實(shí)際分布范圍的全工況計算應(yīng)力包絡(luò)線能很好包絡(luò)實(shí)測應(yīng)力線； 基于實(shí)測測點(diǎn)的全工況計算應(yīng)力包絡(luò)線，在斷面左側(cè)與實(shí)測應(yīng)力包絡(luò)線符合得很好，說明計算工況3破裂滑移面位置是符合實(shí)際的； 而右側(cè)上臺階拱腳的實(shí)測最大應(yīng)力更大，說明部分監(jiān)測斷面右側(cè)的破裂滑移面較計算工況3有下移，但考慮破裂滑移面分布范圍的應(yīng)力包絡(luò)線仍能較好地涵蓋右側(cè)的實(shí)測應(yīng)力分布。

圖18計算應(yīng)力分布與實(shí)測應(yīng)力分布的對比包絡(luò)圖(單位： MPa)

Fig.18 Envelope diagram of comparison between calculated stress distribution and measured stress distribution (unit： MPa)

在6個應(yīng)力應(yīng)變監(jiān)測斷面中，3個拱頂應(yīng)力大于22 MPa，接近于工況2的應(yīng)力分布； 3個拱頂應(yīng)力小于8 MPa，接近于工況3的應(yīng)力分布，且部分監(jiān)測斷面呈現(xiàn)出明顯的左右側(cè)不對稱性，說明初期支護(hù)破壞區(qū)段含水率提高導(dǎo)致的圍巖劣化普遍存在，但并非都形成了較大的連續(xù)破裂滑移面，且個別斷面左右側(cè)圍巖劣化程度有差異。

4 結(jié)論與建議

本文通過監(jiān)測、試驗(yàn)及計算分析得到了深埋老黃土隧道初期支護(hù)受力的典型特征，以及開挖后圍巖劣化形成剪切破裂面對初期支護(hù)受力特征的影響，具體結(jié)論如下。

1)在原圍巖參數(shù)工況下，噴射混凝土全環(huán)受壓，上臺階受力較大，最大壓應(yīng)力位于拱頂，同時上臺階拱腳有較大剪切應(yīng)力，原支護(hù)滿足受力要求。

2)開挖后含水率提高對圍巖劣化的影響為： 上臺階(拱頂至拱腰)的彎曲壓應(yīng)力增大，上臺階拱腳剪切應(yīng)力增大，易發(fā)生壓剪破壞，原支護(hù)難以滿足受力要求。

3)圍巖形成連續(xù)滑移面的影響為： 支護(hù)結(jié)構(gòu)滑移面附近剪切應(yīng)力增大，同時在滑移體與支護(hù)結(jié)構(gòu)的接觸區(qū)域壓應(yīng)力增大； 最大剪切應(yīng)力與最大壓應(yīng)力均位于滑移體與支護(hù)接觸的上部邊界，此位置隨著破裂滑移面的變化而變化，分布范圍在上臺階拱腰至拱腳，當(dāng)前支護(hù)無法滿足受力要求。

4)3個計算工況均是上中臺階的鎖腳錨管受力較大，并達(dá)到了屈服強(qiáng)度，需要進(jìn)行加強(qiáng)。

依據(jù)得到的結(jié)論，給出了如下施工建議。

1)在破壞段拆換加固時需要加強(qiáng)上中臺階鎖腳錨管，將原設(shè)計的每處2根提升至每處4根，并且需要通過錨管采用單液硅化法或雙液硅化法注漿加固以填充隧道開挖后的新生裂隙及破裂面，防止形成滲水通路，減弱圍巖的劣化程度。

2)將有連續(xù)破裂面的圍巖徑向注漿加固后，原支護(hù)強(qiáng)度仍不足，后續(xù)段落可將噴射混凝土厚度增至30 cm，采用230 cm格柵鋼架，以滿足受力要求； 而對于已破壞區(qū)段則采用I22工字鋼+25 cm噴射混凝土套拱支護(hù)，除安全性的考慮外，還為了控制位移，減少侵限值。從后續(xù)施工效果來看，初期支護(hù)破壞現(xiàn)象得到有效控制，破壞明顯減少，僅在DK390+462～+467段出現(xiàn)混凝土輕微起皮剝落，其余段落均完好。

基于此工程案例的計算分析與破裂段整治效果，對后續(xù)進(jìn)一步研究的方向提出如下建議。

1)加強(qiáng)支護(hù)未能全面控制初期支護(hù)開裂，因此在后續(xù)段落中設(shè)置了對比試驗(yàn)段，增大預(yù)留變形量至15～20 cm，并采用了限阻器支護(hù)，除與原支護(hù)相接斷面由于結(jié)構(gòu)剛度差異產(chǎn)生環(huán)向裂縫外，無其他開裂破壞現(xiàn)象，初期支護(hù)受力整體連續(xù)性保持良好，說明采用讓壓支護(hù)結(jié)構(gòu)也是有效對策。

2)此案例中含水率升高主要由于大氣降水引起，而對于原本地下水就發(fā)育或開挖引起地下徑流變化導(dǎo)致的圍巖劣化還需進(jìn)一步考慮流固耦合的力學(xué)效應(yīng)。

3)可進(jìn)一步考慮塑性土體的流變?nèi)渥冃?yīng)對支護(hù)結(jié)構(gòu)受力的影響。