某鐵路隧道底部結構隆起病害成因分析及治理對策探討

王立川，肖小文，林 輝

(1.成都鐵路局，四川 成都 610082；2.中南大學土木工程學院，湖南 長沙 410075)

某鐵路隧道底部結構隆起病害成因分析及治理對策探討

王立川1，2，肖小文2，林 輝2

(1.成都鐵路局，四川 成都 610082；2.中南大學土木工程學院，湖南 長沙 410075)

西南地區YD隧道長約7 850 m，設計時速200 km，系雙塊式無砟軌道；建成通車后，K108+600～K109+350等區段底部結構出現不同程度的隆起，引起無砟軌道板開裂、破壞，致使軌道幾何尺寸處于不穩定狀態，影響列車正常運營。該隧道病害段穿越地層為薄至中厚中風化泥巖、砂巖緩傾互層圍巖體，地應力測試表明該段存在與隧道軸線近似垂直的水平高地應力。通過采用現場調查測試、理論分析和數值計算等手段，分析總結認為該隧道底部結構隆起的主要成因是：1)以水平構造應力為主導的極高地應力作用于隧底下伏薄至中厚緩傾互層圍巖體；2)仰拱參數不滿足工程所處的地質環境。在錨索加固治理方案實施后，YD隧道的底部結構隆起依然沒有穩定，在分析其原因、經驗、教訓的基礎上提出治理及今后遇到類似工程的方向性建議：1)在緩傾互層圍巖體環境中且埋深50～300 m的隧道工程中，應特別重視底部結構的針對性設計，恰當選擇仰拱的矢跨比和剛度；2)錨索必然的松動、滑移特征決定了其不能作為隧底結構隆起病害整治的單獨和主要技術手段，以低預應力錨桿錨固、至少是“剛柔相濟”的方式應被重視。

鐵路隧道；緩傾互層圍巖體；水平地應力；底部結構隆起；病害成因；治理

0 引言

隧道底部(以下簡稱隧底)結構隆起造成仰拱、道床板開裂，致使軌道幾何尺寸不穩定和無節律失格，影響列車運行舒適度甚至不得不降速運行，還可能引起隧底結構失穩并危及行車安全。隧底隆起是一個復雜的物理、力學過程，其與隧區地應力、圍巖條件、巖層構造、地下水及其堵排方式、隧道開挖方法、支護結構型式及支護參數、施工質量等密切相關。國內學者對隧底結構的穩定性進行了一些研究，如王思敬等[1]在統計工程實例的基礎上對其進行了研究，提出在高地應力條件下不同層組結構的圍巖體對隧道施工階段拱部坍塌和底部隆起的風險；孔恒等[2]在統計和分析工程實例的基礎上，總結和歸納了隧底隆起的表現形式、成因及控制措施；文獻[3-4]推導了隧底隆起量計算的經驗公式，可用襯砌拱腳位置水平收斂數據來推算隧底隆起量；文獻[5-7]對煤礦巷道的底鼓進行了研究，為處理巷道底鼓問題積累了寶貴的工程經驗；文獻[8-11]對隧道仰拱的力學行為進行了研究。

本文在調查、驗證、測試、分析的基礎上，基本排除了施工偏差和地下水壓是YD隧道底部結構隆起的主要原因；從水平構造地應力通過緩傾互層圍巖體而表現出來的獨特視角開展理論分析，并采用數值計算手段分析了不同參數下伏緩傾互層圍巖體及仰拱型式對隧底結構穩定性的影響，試圖找到YD隧道底部結構隆起的真正主因。在錨索加固治理方案實施后，YD隧道的底部結構依然沒有穩定，本文在分析其原因、經驗、教訓的基礎上提出了治理的方向性建議，以期對該隧道整治方案的編制、審查及類似工程病害的整治有所裨益。

1 YD隧道設計、施工與病害段概況

1.1 技術等級

YD隧道為設計客車時速200 km的客貨(雙層集裝箱)共線雙線鐵路隧道，長約7 850 m，系雙塊式無砟軌道，正洞設計為馬蹄形斷面、復合式襯砌，見圖1。

1.2 地質情況

平均埋深約200 m的YD隧道洞身主要穿越侏羅系上統蓬萊鎮組(J3P)緩傾地層，層面及裂隙面可見石膏充填，有的形成石膏脈，設計階段全隧地勘鉆深孔2處；隧道病害段穿越的J3P1地層為紫紅色、棕紅色薄至中厚層的泥巖、砂質泥巖夾粉砂巖、細粒長石砂巖，其間夾有一層灰綠色水云母黏土層，主要為表層風化裂隙、節理不甚發育，判識為Ⅲ級圍巖，地下水類型主要有第四系孔隙水及基巖裂隙水，水文地質條件簡單。

1.3 斷面和支護參數

YD隧道正洞為Ⅲ級圍巖，標準開挖斷面B×H=1 330 cm×1 177 cm，仰拱內徑r3=1 480 cm；仰拱為在5 cm 砂漿找平層上敷設防水層后現澆厚40 cm的C25混凝土；拱墻襯砌為厚40 cm的C25混凝土(見圖1)。

圖1 YD隧道Ⅲ級復合式襯砌斷面示意圖(單位：cm)Fig.1 Schematic of composite lining of level Ⅲ in YD Tunnel(cm)

1.4 施工情況

YD隧道施工工期為2005年12月—2009年6月。從施工和監理方竣工文獻可見正洞Ⅲ級圍巖地段多采用全斷面和臺階法施工，施工期未遭遇重大不良地質。

1)K108+600～+700段，該段因拱部局部滲水，施工中增加了超前支護和間距150 cm的拱部格柵鋼架，2008年6月3日—24日以全斷面方式開挖，日進度為2循環6 m，拱部120°采用超前小導管+格柵鋼架+網+錨+噴混凝土；2008年7月1日—21日分次施作仰拱和填充混凝土；2008年7月30日—8月27日施作襯砌；2009年3月11日—19日施作軌道板。2008年6月16日的J08-32變更紀要曾要求對K108+612～+662段進行支護變更(不含底部加強)，但未得到響應；K108+591～+603段襯砌前曾長時間處理欠挖。

2)K109+250～+350系貫通段，該段因拱部局部滲水，施工中增加了超前支護和間距1 503 cm的拱部格柵鋼架，2008年11月30日—12月19日以全斷面方式開挖K109+250～+332，2008年12月7日—13日以全斷面方式開挖K109+350～+332，日進度為2循環6 m，拱部120°采用超前小導管+格柵鋼架+網+錨+噴混凝土；2009年1月4日—22日分次施作仰拱和填充混凝土；2009年1月28日—2月21日施作襯砌；2009年3月8日— 9日施作軌道板。

1.5 主要病害段

1)K108+600～+700段，埋深175～185 m；

2)K109+250～+350段，埋深100～116 m。

2 YD隧道底部結構隆起病害變化過程

2.1 第1階段(2009年6月—2012年2月)

未發現軌道高程異常變化和隧底結構隆起現象。

2.2 第2階段(2012年3月—2013年7月)

2012年3月后，部分地段底部結構不同程度地持續隆起，引起道床板隆起、裂損、離縫(與隧底填充混凝土分離)，軌道隆起和平面偏移等幾何尺寸持續失格，見圖2；自2012年7月下旬開始，鐵路局委托對相應的軌道高程和底部結構(主要為道床板)隆起進行監測(監測點標樁埋設位置見圖3)，并組織鉆勘、現場測試、專家研討及整治設計；工務系統階段性地調整了軌道幾何尺寸，但仍不得不采取降速措施。截至2012年底比較顯著的病害段落有以下幾處。

(a)

(b)

圖3 斷面測點布置示意圖Fig.3 Arrangement of monitoring points

2.2.1 K108+400～+800

K108+620～+630隧道中線附近填充的混凝土縱向開裂，縫寬10 mm、深260 mm；道床板與填充混凝土脫落形成離縫，道床板上翹10 mm、可探離縫深900 mm以上；道床板裂紋(縫)呈網狀，延伸至隧道側溝墻，縫寬達3 mm；K108+625側溝墻斷裂，斷縫錯臺約5 mm；2012年9月中旬，K108+600～+630軌面較2012年2月精調后再次抬升了17 mm。K108+735～+765段道床板離縫，側溝墻斷裂、縫寬達 3 mm。該段溝槽干燥，無積水。

2.2.2 K108+900～K109+500

K108+995～K109+250隧道中線附近填充的混凝土縱向開裂，表面濕潤至積水20 mm深；K109+255～+320段上行線(靠平導側)道床板橫向開裂、縫寬達3 mm，多處對應側溝墻開裂，上下行側溝積水深分別為100 mm和400 mm；K109+450～+470段離縫中可見泥漿擠出。

2.2.3 其他情況

1)上述2個段落對應的平導和橫通道幾乎同步出現不同程度地底部隆起和縱向開裂。

2)初步判斷側溝蓋板頂側墻處高程均無變化，尚無隧道襯砌結構整體向上抬升的支持證據，僅隧底結構出現隆起、損傷和(或)破壞的現象。

3)約5個月后(2012年7月)，底部結構發生隆起，開始監測軌道和底部結構的高程變化，即監測值本質上是后段量值，但因判斷監測開始之前變形量值不大，且無法準確估量，即按歸零處理。

2.3 第3階段(2013年7月-2013年9月)

實施了全隧(含平導)排水溝的清理、疏導、修補；對K108+010～K109+340范圍內10個子段落共130 m的軌道板離縫進行充填式封粘; 對K108+598～+642段的設計錨固力Nt=450 kN、設計錨索總長L=20 m(錨固長度10 m)的近鉛垂向底部進行了錨索加固等整治施工；還進行了1～5 mm裂縫的封閉和大于5 mm裂縫的鑿槽壓漿封堵。暫未實施預設計的集水井泄水措施，繼續進行軌道高程和底部結構隆起監測。

2.4 第4階段(2013年9月-2014年1月)

鑒于尚未對K109+250～+350段進行結構性整治，對K108+598～+642段可能的繼續隆起未進行判斷，鐵路局要求繼續監測4個月。監測中，逐步增大軌道高程和底部結構隆起監測范圍，并完善了測點布置(監測點標樁埋設位置見圖3)，監測頻率為1次/10 d，監測精度為mm級。截至2014年1月5日，主要監測中間成果如下。

2.4.1 K108+600～+700段

2012年7月20日—2014年1月4日，對K108+620和K108+630斷面進行了39期監測，中間結果見表1和圖4。

表1 K108+620和K108+630斷面監測中間結果Table 1 Intermediate monitoring results of sections K108+620 and K108+630

注：正數表示抬升；負數表示沉降。

(a)K108+620斷面各測點累計沉降量

(b) K108+630斷面各測點累計沉降量

(c) K109+260斷面各測點累計沉降量

由表1和圖4可知，K108+620與K108+630斷面底部結構隆起量超過10.0 mm，最大累計隆起量達24.7 mm(L108630-2)；K108+600～+700段監測點標樁多處于持續隆起過程中。側墻腳測點變化量很小，橫斷面上總趨勢是隨著與邊墻基礎的距離大小而同向非同步增減，表現出弧形隆起的特征。圖4中紅色虛線為根據前后測試數據所做的推測。

2.4.2 K109+250～+350段

2012年7月20日—2014年1月4日對K109+260和K109+270斷面共進行了39期監測，中間結果見表2和圖4(c)。

表2 K109+260和K109+270斷面監測中間結果
Table 2 Intermediate monitoring results of sections K109+260 and K109+270 mm

斷面測點號沉降量 累計沉降 K109+26010．00．220．05．730．29．140．00．550．46．960．21．270．10．6K109+27010．2-0．520．23．730．24．140．1-0．650．16．46-0．1-0．170．00．3

由表2和圖4(c)可知，K109+250～+350段，K109+260斷面底部結構隆起量達9.1 mm；且測點2，3，5隆起明顯大于1，4，6，7，初步判斷該段隧道邊墻基礎穩定，而底部結構仍處于較明顯的隆起過程中，橫斷面上也呈現為弧形隆起的特征。該段處于繼續監測中。

2.5 第5階段(2014年2月以后)

1)2014年2月進行了錨索張力測試；2)2014年3月初進行了整治效果的初步評估，并決定對錨索進行補充張拉，以換取常規可維修時間的延長并再度進行整治設計；3)設計單位決定在相應地段平導內補充鉆探，以圖查明病害的真正原因；4)繼續進行監測。

3 YD隧道主要的調查、驗證、測試

鑒于對YD隧道底部結構隆起病害原因分析有不同意見，2012年5月后采取現場檢查和調閱竣工文件相結合的方式，進行了針對施工規范性的調查；2012年10月上中旬和11月下旬先后委托在病害段對底部結構和下伏圍巖取芯鉆孔16個(其中正洞隧道中線附近13個、平導3個)，底部結構鉆孔孔徑為89 mm、總鉆進深度為11.15 m(0.9～2.15 m)、孔數為8個，下伏圍巖鉆孔孔徑為130 mm、總鉆孔深度為58.60 m(5～15 m)、孔數為8個，并對其進行了調查和驗證；2012年12月委托在病害段相應平導內進行了3個鉆孔的水壓致裂法地應力測試；2013年12月委托進行了錨索張力測試。主要數據、結果、結論如下。

3.1 地應力

1)實測范圍內最大水平主應力為4.67～9.50 MPa，最小水平主應力為2.73～5.49 MPa，最大水平主應力方向為N7°W，側壓力系數大于1；可見場區地應力以構造應力為主，且以水平地應力為主導，水平主應力隨巖層深度有增大趨勢。設計方2014年3月補充測試的初步結果為：最大水平主應力值比本測試值高25%～40%，且方向角也有明顯差異。

2)地應力量值相對于中等風化砂巖和泥巖均為極高地應力。

3.2 巖層鉆孔及巖芯情況

1)平導內鉆孔。鉆孔布置于K108+330、K108+620和K108+771底部，孔深為8.5 m、15.0 m、8.2 m。揭示巖性均為紫紅色、棕紅色層狀中等風化泥巖夾薄層砂質泥巖、粉砂巖及細粒長石砂巖，其間夾有一層灰綠色水云母黏土巖。K108+330孔，節理較發育，巖芯破碎、呈碎塊狀，局部呈短柱狀，塊體較硬，手捏不易碎；K108+620和K108+771孔，節理較發育，巖芯完整，呈短柱狀或長柱狀。

2)正洞內深鉆孔。鉆孔布置于K108+049、K108+340、K108+627、K108+945和K109+245隧道中線底部，孔深5.0～5.9 m。揭示巖性和夾層情況與平導內鉆孔相同。K108+049孔，節理較發育，1.2～1.7 m段巖層風化嚴重，呈碎塊或土狀，手捏易碎，1.7～5.9 m段巖芯完整，呈短柱狀或長柱狀；K108+340孔，節理較發育，1.6～1.8 m段巖層風化嚴重，呈碎塊或土狀，手捏易碎，4.1～4.6 m段巖芯破碎，呈碎塊狀，塊體較硬，手捏不易碎，其余段巖芯完整，呈短柱狀或長柱狀；K108+627和K108+945孔，節理較發育，巖芯完整，呈短柱狀或長柱狀；K109+245孔，節理較發育，1.6～1.9 m段巖層風化嚴重，呈碎塊或土狀，手捏易碎，3.05～3.2 m、3.8～4.0 m和5.4～5.5 m段巖芯破碎，呈碎塊狀，塊體較硬，手捏不易碎，其余段巖芯完整，呈短柱狀或長柱狀。

3)正洞K108+627孔揭示，0～0.1 m即填充混凝土上表層發育一條斜向裂縫，縫寬約3 mm，產狀212∠77°，縫隙無充填。正洞K109+270孔揭示，1.4～1.5 m即與仰拱接觸的基巖發育一條深10 cm的豎向裂縫，縫寬約1 mm，縫隙無充填。

3.3 膨脹性

巖樣自由膨脹率Fs。平導K108+330～+771段3個樣件的膨脹率為18%、19%和29%，正洞K108+049～+945段4個樣件的膨脹率為26%、28%、11%和25%，依TB 10012—2007《鐵路工程地質勘察規范》[12]可判定巖體(土)對工程結構無膨脹性影響。

3.4 地下水

所有鉆孔范圍內無揭示地下水的記載。

3.5 施工質量

1)竣工資料顯示，K107+950～K108+100、K108+600～+700和K109+250～+350段所使用的建筑材料均符合或高于設計標準，仰拱和填充混凝土系分次施作，但時間間隔較短，其施工質量合格，滿足設計要求。

2)鉆孔揭示，填充混凝土與仰拱無明顯界面，仰拱與地基層無明顯界面，防水層下存賦3～5 cm厚的流塑-軟塑狀粉質黏土，判斷其為基巖風化物；流塑-軟塑狀粉質黏土下6～10 cm為泥質砂巖或砂質泥巖基巖，巖體破碎，且多呈碎塊、碎顆狀，無法辨別層理和裂隙發育情況。可見，仰拱基面不存在嚴重的虛碴，清理比較規范，但存在未采用正確施工工藝施作混凝土找平層的現象。

3)鉆孔揭示，仰拱和填充混凝土強度符合設計標準；K108+600～+700病害段，+619孔深120 cm未鉆穿混凝土(或)防水層，+621孔深160 cm未鉆穿混凝土(或)防水層，+622孔深90 cm未鉆穿混凝土(或)防水層，+625混凝土厚170 cm，+627混凝土厚160 cm；K109+250～+350病害段，+245混凝土厚160 cm，+255混凝土厚90 cm，+270混凝土厚 98 cm。設計Ⅲ級圍巖仰拱厚為40 cm、填充混凝土厚為128 cm，合計168 cm；結合施工階段為避免鑿除超厚填充混凝土而做的施工調整，從鉆孔資料的數據初步判斷，除K109+250～+350段施工與設計偏離較嚴重外，其余鉆孔段落隧道中線附近范圍內的仰拱施作與設計差異不大，根據施工常規判斷斷面其他各處仰拱欠挖的概率較低，但不能排除仰拱超挖而引起的形狀偏離。

3.6 錨索張力

2013年12月7日—2014年2月9日，對6根錨索進行了時間間隔依次為42 d和22 d的3次錨索張力測試，測試數據為：首次F=454.58(450.3～462.5) kN，第2次F=459.48(454.5～466.9) kN，第3次F=464.06(458.7～471.3) kN。錨索張力均符合或高于450 kN的設計錨固力，且均處于較快的增長中，但錨固力增長的幅度和速度呈離散性。

4 YD隧道底部結構隆起病害原因理論分析

4.1 地應力

該隧病害段位于J3P1地層中，處于以水平構造應力為主導的應力場中，根據GB 50218—94《工程巖體分級標準》和3.1章節的數據和分析可知，相對于中風化砂巖和泥巖，地應力量值為極高地應力。

地形剝蝕和垂直應力釋放而水平應力未能充分釋放是圍巖體中水平構造應力殘存的主要原因之一，由覆蓋層或新構造層中的緩傾沉積地層構成的盆地的邊緣地帶一般都有較高的水平構造應力。現今構造應力除具備長期變形、釋放緩慢的特征外，還有一定的荷載的敏感性。雖然作為圍巖體穩定重要因素的應力狀態必然通過圍巖體結構的力學效應而表現，須在地質力學的背景研究基礎上認識圍巖體結構，還要分析應力狀態及其變化和荷載作用。

伴隨隧道挖掘的卸荷作用，兩側邊墻基腳周圍出現剪應力集中區，當剪應力超過巖體抗剪強度時，圍巖體就可能發生剪切、滑移破壞；仰拱橫斷面中部甚至大部分出現拉應力集中區，導致圍巖體發生拉伸破壞。上述2種機制的共同作用引起隧底結構下伏圍巖體發生剪切錯動及相互分離等組合運動，表現為隧底結構隆起、損傷甚至破壞。

可見，處于以水平構造應力為主導的極高地應力區使該隧病害段底部結構隆起具備了地應力條件。

4.2 薄至中厚緩傾互層巖體

巖體的層組結構可分為單層、雙層和多層結構，雙層和多層結構依相對軟硬層的厚度差異程度不同而劃分為互層、間層和夾層結構；硬層與相對軟弱層的厚度大體相當稱互層結構，硬層與相對軟弱層的厚度相差較大稱間層結構，一種巖性厚度很小且呈夾層狀則稱夾層結構。雙層和多層層組結構的圍巖體具有明顯的各向異性變形特征；層狀圍巖體的接觸面強度對圍巖體的穩定性有著重要影響，在某些情況下甚至起控制性作用；當接觸面抗剪能力很差時，平直結構面在與層面近平行的高應力作用下，對圍巖穩定性的不利影響將更加顯著。

圍巖體的結構特征對包括底部結構隆起在內的結構穩定性的影響要大于巖石單軸抗壓強度[1-2]。從1.2和 3.2章節可知，該隧病害段穿越的J3P1地層兼具互層、間層和夾層結構的特征，且結構面平直，而間層、夾層結構對圍巖體穩定的影響較互層結構更明顯，砂巖強度約為泥巖的4倍，且結構面平直，使互層結構圍巖體的各向異性特征更顯著；泥巖等黏土類巖較易產生塑性變形，其在外或內約束下的殘余應力場中則易產生黏彈性及彈塑性變形；可將該隧病害段圍巖體歸納為典型的泥巖夾薄層砂質泥巖和粉砂巖，薄至中厚緩傾、軟弱、平直結構面互層巖體結構。在雙層和多層層組結構圍巖體中，彎曲變形是隧道開挖的卸載作用誘發的圍巖體變形的主要部分，緩傾互層結構圍巖體則主要是頂、底板的彎曲變形，且塑性區也主要分布于頂、底板位置；由于隧底結構的拱形更坦，該部位產生較大彎曲變形的概率更高。表現出上述特征的圍巖體結構一般埋深50～300 m，大于此埋深則會在長期高地應力作用下發生構造應力的釋放和圍巖性質的變化。遭遇緩傾互層圍巖體結構時，隧道工程界習慣性地“重上輕下”，即比較重視拱部的防脫落、防坍，而忽視底部結構的影響。

該底部結構隆起的主要機理可表述為：以水平構造應力為主導的極高地應力作用于薄至中厚的緩傾互層圍巖體，使之產生較大或很大的彎曲變形趨勢或變形，(相對于剪力)引起沿巖層接觸面的滑移甚至錯動，從而產生垂直層面的拉應力，導致巖層裂或斷，造成圍巖體牽延性損傷；互層圍巖體中彈性模量小、相對軟弱、相對薄的巖層率先破壞，然后將部分荷載分配給其上下相鄰的巖層或工程結構，上下相鄰的巖層或工程結構隨之發生較大的的變形趨勢或變形或破壞，并在一定的范圍內循環積累(即圍巖體牽延性損傷的積累)；由于向下的約束可視為完全彈性(剛性)基礎，臨空側即上部的圍巖體或工程結構就發生向上凸起或損傷或破壞；宏觀上應表現為具有一定潛伏期的隧道底部結構階段性(臺階式)隆起、損傷甚至破壞，從長期的視角看隆起速度，當呈現類似拋物線形態，任由其發展甚至不顧及工程結構的破壞則會自行終止，但這種終止的時間難以估量。

從3.2章節所反映的“填充混凝土僅表面開裂10 cm”和“K108+627孔，節理較發育，巖芯完整”，即下伏圍巖體尚未裂損。可初步判斷：鉆孔時該區段(K108+598～+643)仰拱結構尚未破壞，處于彈塑性階段；下伏圍巖體尚處于黏彈性或彈塑性，即峰前變形階段。換言之，底部結構隆起仍處于“待勢蓄發”狀態。

從3.2章節所反映的“基巖發育一條深10 cm的豎向裂縫，縫寬約1 mm，縫隙無充填”和“K109+245孔，節理較發育，1.6～1.9 m段巖層風化嚴重，呈碎塊或土狀，手捏易碎，3.05～3.2 m、3.8～4.0 m和5.4～5.5 m段巖芯破碎，呈碎塊狀，塊體較硬，手捏不易碎，其余段巖芯完整” ，即下伏圍巖體已破碎。而從1.4章節可推測施工階段此段下伏圍巖體整體性較好，可初步判斷，鉆孔時該區段(K109+250～+350)仰拱結構下伏圍巖體已進入破壞即峰后變形階段，底部結構隆起已處于減速甚至平穩階段。

可見，隧底下伏薄至中厚緩傾、軟弱、平直結構面互層圍巖體結構使該病害段底部結構隆起具備了圍巖體結構前提。

4.3 底部結構的適宜度

根據地質和功能需求的不同，隧底結構一般有底板和仰拱(含填充)2種型式。在仰拱型底部結構中，仰拱是為改善上部支護結構受力條件、使支護結構閉合成環、將上部的圍巖體壓力殘余通過邊墻結構轉承予下伏地層和提供下伏圍巖體反力所需抗力的反向拱形結構，具有抑制和阻止圍巖-支護結構有害變形和防止結構整體或局部下沉的功效，還有傳遞臨時動荷載和隨機荷載及防水功能。與隧道結構穩定相關的主要仰拱參數有矢跨比(曲率、半徑r3)、厚度和剛度；其它關聯因素有：1)填充的厚度、彈性模量和整體寬度；2)仰拱與邊墻基礎的連接型式和程度；3)仰拱上覆結構的厚度和整體寬度；4)臨時動荷載的量值、頻率和振幅。

恰當或有安全冗量的仰拱能抑制或阻止或抵抗下伏圍巖體的變形及塑性區擴展，提供足夠的連續抗力從而確保底部結構和隧道的安全與穩定；當底部結構剛度較小時，仰拱不能有效約束下伏圍巖體變形，致使其抗力不足以平衡綜合的隆起壓力，將使圍巖體裂隙持續擴展直至破碎，塑性區范圍逐步擴張，圍巖體破壞則逐漸從淺部向深部發展，當深部巖體進入峰后變形階段時，將釋放大量的變形能，推動淺部圍巖向隧道空間運動，導致底部結構隆起、損傷甚至破壞。正如李德武等[14]指出，為改善隧底圍巖體及仰拱的受力狀況，可采用加大仰拱的矢跨比、增加仰拱建材剛度、增加仰拱填充厚度及提高道床板整體性等方法。

該隧病害段仰拱為C25厚40 cm的現澆混凝土、內徑r3=1 480 cm(矢跨比約1∶10.75)，系現行雙線鐵路隧道中較薄弱的一種，填充混凝土平均厚度不足1 m(Max=128 cm)。

如4.1和4.2章節所述，在地應力和圍巖體結構均具備的條件下，該仰拱相對而言是“薄弱”的。

4.4 巖體膨脹性

當隧道圍巖體中的膨脹性礦物發生體積膨脹時，由于隧底結構的拱形更坦，結構受力往往在仰拱和墻腳位置更為不利。一般鐵路隧道在襯砌結構設計時，墻腳結構尺寸大而仰拱結構尺寸小，使仰拱或填充表面產生較大的拉應力率先發生，導致仰拱開裂和隆起。

隧道設計判定“巖石對工程結構無膨脹性影響”一般依據TB 10012—2007《鐵路工程地質勘察規范》[12]的6.2.6章節，而標準來自TB10077—2001《鐵路工程巖土分類標準》[15]中的表3.1.6；上述標準是基于自由膨脹率為路基和支檔等工程而制定，但缺乏力學視角，其工況為至少有一個可自由或近自由膨脹的面，對隧道支護結構而言膨脹性圍巖體則處于有荷膨脹工況且可能顯性為力學量化，隧道工程套用巖土的膨脹性標準缺乏充分的依據。

該隧病害段所穿越的J3P1地層，不僅泥巖和泥質砂巖自身具有一定量的膨脹性，而且互層圍巖體的層面、裂隙可見石膏充填甚至局部形成石膏脈，極少量的水就可產生顯著的膨脹性影響，不能輕易忽略膨脹性巖體對該隧病害的影響。

4.5 地下水

隧道圍巖-結構變形是一個力學表現過程，也是一個受環境因素影響和作用的過程，其中地下水環境是不可忽視的重要影響之一。針對該隧的高瓦斯風險，設計采用全封閉防水層，但依行業習慣并未設置單元(分區)防水工程結構。因施工不可能做到防水層完全封閉，一旦出現季節性大水量或排水不暢將引起水淤積于隧底和(或)其與下伏圍巖體的界面，加之全斷面防水層的良好導水作用，使相當長度的隧底和下伏圍巖體共享隧道封閉結構外部水的滲透和積聚。即便很少量的積水，一方面造成下伏淺層圍巖體彈性模量及強度劣化，導致圍巖體既有節理、裂隙、層理、裂縫逐步擴展并產生新的裂縫，以此循環使水的影響從淺層向深層發展直至平衡；另一方面，以泥巖和泥質砂巖為主的下伏圍巖體浸水后在必然的列車動荷載作用下更易產生塑性變形甚至泥化，見3.5章節鉆孔揭示情況。

地下水對該段病害的影響可能微不足道，但若地下水豐富，則該段病害會更加嚴重。

4.6 施工偏差

隧底結構施工偏差，如開挖輪廓不圓順、基底回填不密實、仰拱厚度和強度不足、填充混凝土標號過高、工藝缺陷等也是造成隧底結構隆起的可能因素。

3.5章節表明，施工單位為簡化工序而提高了填充混凝土的等級，使其動荷載傳遞功能增強而吸收功能下降；因未在隧底橫斷面其他位置鉆孔驗證，不能排除仰拱基底開挖呈凹型而非圓順的可能性。但現階段的驗證和分析暫不能判定施工偏差是導致病害發生的主要因素。

4.7 理論分析小結

由以上分析可見，以水平構造應力為主導的極高地應力作用于隧底下伏薄至中厚緩傾、軟弱、平直結構面互層圍巖體，仰拱相對薄弱是該隧道病害的主要成因；即使膨脹性巖體和地下水對病害有貢獻，也是通過地應力和互層圍巖體結構表現出來的；沒有證據證明施工偏差甚至不規范對本病害構成顯性貢獻。結合其他工程的經驗和教訓，若適度調大仰拱的矢跨比或提高仰拱剛度，應該可以避免本病害的發生。

5 YD隧道底部結構隆起病害的數值分析

采用有限差分軟件FLAC2D，建立數值計算模型，選取Ⅲ級圍巖、埋深180 m的隧道作為研究對象，探討互層圍巖體結構、不同巖層厚度、不同水平地應力、不同參數仰拱對隧底結構隆起的影響。

鑒于圍巖體實際分布情況的多樣性、復雜性，完全復原現場狀況很難甚至不太可能，因此有必要根據研究目的對數值模型進行適當簡化[16]。根據地勘資料及隧道輪廓形狀建立平面應變計算模型，基于對稱性原理取一半模型計算，計算范圍為80 m×100 m(寬×高)，隧道高約12 m，拱頂上、仰拱下各取44 m。根據Colak K等[17]的研究，在節理裂隙發育圍巖體中，基于節理裂隙的影響在隧道斷面單倍跨度深度內及其應力分布偏離連續介質的結果較大，因此，對隧底15 m深度范圍內(大于1倍跨度)圍巖體考慮層面的影響(見圖5)。模型邊界條件：底部固定約束，兩側水平約束，頂部施加等效均布應力p(相當于上覆土體自重及其折減)。

圖5 計算模型示意圖(單位：m)Fig.5 Schematic of computational model(m)

5.1 緩傾互層圍巖體影響

層狀圍巖體的工程響應特性很大程度受層面強度和相對軟弱層強度控制，其模擬方法主要有以下3種。

1)參照規范對圍巖體評級，將層理面作為重要評定指標。此法常見于隧道設計，將層狀圍巖體簡化為均質材料，但無法體現各向異性特征。

2)將層狀圍巖體視為橫觀各向同性材料，垂直和平行于層面方向的力學參數取不同值。此法考慮了層狀圍巖體的各向異性特征，但無法體現層狀圍巖體的“巖梁”彎曲變形特征。

3)將單層圍巖體視為各向同性材料，層間以層面聯接，考慮圍巖體在層面上的不連續性。

方法3不但考慮了圍巖體的各向異性，且能同時體現其“巖梁”彎曲變形特性，與實際情況吻合度較好。故對下伏互層圍巖體采用方法3模擬，層面通過軟件的interface單元模擬。

按下伏緩傾互層圍巖體主要為中風化泥巖、砂巖互層模擬，其物理力學參數通過現場鉆孔取芯進行室內物理力學實驗獲取，采用霍克-布朗方法弱化[18]，層面參數可參考同類工程[19]，初期支護和襯砌參數根據等效剛度法計算。各材料參數見表3。

數值模型考慮以下3種工況：1)下伏中風化泥巖、砂巖互層；2)下伏中風化泥巖(軟巖)；3)下伏中風化砂巖(硬巖)。各工況計算模型見圖6。

主要考慮下伏圍巖體對仰拱隆起的影響，故選取仰拱中部豎向位移為評價指標，各工況下其動態曲線見圖7。由圖7可知，工況1下仰拱中部豎向位移值最大，且遠大于工況2和3，表明下伏緩傾互層圍巖體使隧底結構穩定性變差，仰拱隆起顯著增長。究其原因主要為：下伏緩傾互層圍巖體在隧道開挖后三側約束、一側臨空，拉應力下“巖梁”易向隧道空間產生撓曲變形，同時水平力使其發生二次撓曲效應，加重底部隆起；而均質圍巖體，因無“巖梁”效應，故隆起顯著減小。

(a) 工況1

(b) 工況2

(c) 工況3

各工況下仰拱中部正下方15 m深度范圍內圍巖體豎向位移見圖8。由圖8可知，圍巖體豎向位移隨深度增加而減小，這與實際是相符的；相同深度，工況1豎向位移最大，工況2次之，工況3最小。可見，下伏圍巖體穩定性以硬巖最好、軟巖次之、緩傾互層最差，彰顯了下伏緩傾互層圍巖體對底部結構穩定性的顯著影響。

圖7 3種工況下仰拱中部動態豎向位移Fig.7 Dynamic vertical displacement of middle invert under three different cases

圖8 3種工況下仰拱中部圍巖體豎向位移Fig.8 Vertical displacement of rock of middle invert under three different cases

5.2 互層圍巖體巖層厚度影響

緩傾互層巖體層厚分別取0.3 m/層(薄層)、0.5 m/層(中厚層)、1.0 m/層(厚層)和1.5 m/層(極厚層)。

不同層厚時隧道周邊塑性區分布見圖9，粉色表示彈性、紫色為曾屈服、紅色為剪切屈服、黃色為拉伸屈服。由圖9可知，塑性區隨層厚增加而減小，除極厚層外，隧底均出現層狀分離式不連續塑性區，與均質圍巖體隧道周邊塑性區分布有顯著差異。率先屈服巖層牽引上、下相鄰巖層，使其產生損傷，并逐漸相繼屈服，當塑性區累積至一定范圍時最終導致底部結構隆起，且表現出顯著的“臺階式”特征。

由圖10可知，仰拱中部豎向位移隨層厚的增加而減小，且層厚的影響隨厚度的增加而逐漸減弱(極厚層時，仰拱中部豎向位移較厚層僅減少約10%)。

5.3 水平地應力(側壓力系數)的影響

鐘振強等[20]研究表明，地應力對互層圍巖體隧道穩定性有重要影響。按側壓力系數K分別取0.5，0.8，1.0，1.2，1.5，1.8，2.0，2.2和2.5，下伏圍巖體按薄層、中厚層、厚層、極厚層及均質(Ⅲ級)情況，互層圍巖體層面結合情況一般計算，不同K值下的仰拱中部豎向位移見圖11。由圖11可知，下伏均質巖體時，豎向位移基本隨K值的增大而增大；當K為0.5～1.0時，豎向位移無明顯變化；當K為1.0～2.5時，豎向位移隨K值增大而明顯增加。下伏緩傾互層圍巖體時，K值對豎向位移的影響呈現截然不同的特性；當K為0.5～1.2時，豎向位移隨著K值增大而減小；當K為1.2～2.5時，豎向位移隨K值增大而增大。可推測對于緩傾互層圍巖體，存在最有利于結構穩定(仰拱豎向位移最小)的側壓力系數值，即接近靜水壓力條件(本例K=1.2)。

(a) 薄層 (b) 中厚層

(c) 厚層 (d) 極厚層

圖10 不同層厚仰拱中部動態豎向位移Fig.10 Dynamic vertical displacement of middle invert with diffe-rent strata thicknesses

5.4 仰拱結構形式的影響

4.3章節已論述底部結構形式對隧道整體穩定的重要影響，本文主要探討矢跨比(仰拱曲率)改變即仰拱加深的作用。按仰拱建材和厚度不變為條件，以設計仰拱矢跨比和分別加深0.5，1.0，1.5 m等4種工況(見圖12)計算。

圖11 側壓力系數-仰拱中部豎向位移曲線Fig.11 Curves of lateral pressure coefficient Vs vertical displacement at middle invert

(a) 原仰拱 (b) 仰拱加深0.5 m

(c) 仰拱加深1.0 m (d) 仰拱加深1.5 m

由表示不同工況下仰拱中部動態位移曲線的圖13可見，仰拱加深0.5，1.0，1.5 m時，相對于原仰拱形式下仰拱中部豎向位移分別減少了34.41%，51.9%和63.1%。說明加深仰拱可有效抑制底部隆起，但抑制效果隨深度增加而逐漸減弱。

圖13 不同仰拱結構仰拱中部動態豎向位移Fig.13 Dynamic vertical displacement of middle invert with diffe-rent invert structures

5.5 數值分析小結

由以上分析可見，在高地應力和互層圍巖體地質環境下，特別是極高水平構造應力和薄至中厚緩傾互層圍巖體中，應根據地應力水平和圍巖體結構進行針對性的分析，在此基礎上進行隧底結構的特殊設計，最終歸化為仰拱矢跨比和剛度的恰當選擇。

6 YD隧道整治設計方案探討和實施階段性效果評價

6.1 病害成因的階段性認識

6.1.1 咨詢前階段

諸如基底清理不規范、仰拱施工與設計參數不符、軌道板縫設置不規范是此階段病害的主要成因。為查明主因，經查閱部分已有資料后建議進行必要的驗證和咨詢工作。

6.1.2 咨詢階段

2013年2月初的專家咨詢意見為“隧底部分地段隆起、開裂、鋪底與道床脫離并不斷發展的原因，主要是工程地質與水文地質問題。基底為軟弱泥巖夾砂巖，并含有石膏夾層、云母等膨脹性物質，遇水易軟化、膨脹。并且地下水較豐富，同時地應力測試結果表明，該段存在較高的與隧道軸線近似垂直的水平地應力，以上綜合原因導致了隧底病害的發生”。該意見方向正確全面，但過度強調了圍巖膨脹性和地下水的作用，且未突出和明確在高水平地應力作用下互層圍巖體結構的變形特征。

6.1.3 整治設計階段

認為地下水的軟化和由此引起的膨脹作用為病害主因，也未放棄對施工偏差的追溯，對仰拱設計參數與極高水平地應力作用下互層圍巖體結構的變形特征是否適宜的問題及采用剛性錨固的建議未引起足夠重視。

6.2 整治方案的主要設計內容

6.2.1 可選方案

針對該隧道病害的地應力和圍巖體結構特點，隧底隆起主要整治方向應圍繞使仰拱具備的抗力可平衡和有余地平衡下伏圍巖體產生的荷載；對應的技術路徑則應主要包括構建剛度和(或)矢跨比更大的仰拱、加固和改良下伏圍巖體提高其整體性、在一定范圍內釋放極高地應力、增大仰拱上覆荷載及上述手段的有機組合；實現整治目的常規措施應主要選擇拆除既有仰拱重新構建、深層固結注漿、錨桿(索)加固、加強仰

拱與邊墻的聯接、加裝混凝土反拱、構建地應力和地下水的釋放通道，以及前述措施的有機組合；本質上就是用強大的工程結構抵抗下伏圍巖體隆起或釋放綜合表現的地應力或抗放結合。

考慮運營鐵路隧道和下伏圍巖體可注性差的特點，按徹底整治不留后患和盡量減小運營影響但不能以此否決相結合的原則考量，規避大拆大換和放棄地層注漿加固便成為必然選擇，經概念性比較和分析，工程結構整治主要備選方案如下：

1)隧底結構錨固加固；

2)拆除或部分拆除既有仰拱，重新構建參數適宜的仰拱；

3)構建重力和(或)水平方向的地應力釋放管井；

4)上述三者的有機組合。

6.2.2 咨詢意見

2013年2月初的專家咨詢整治方案意見可概括為“排降水、裂縫與離縫修補、錨索錨固”，錨索錨固可表述為“對隆起部位優先采用長錨索進行基底加固，控制仰拱上浮，具體整治方案由設計單位提出”。作為探索或先行的整治措施部分，該意見有一定益處。

6.2.3 整治設計的主要內容

整治施工圖設計主要包括4方面內容：1)全隧(含平導)的排水疏導和裂縫(紋)修補；2)已發現離縫的填粘；3)在K108+598～+642段錨固；4)自橫通道甚至另辟橫通道的引排水預設計。

1)K108+598～+642段錨固(見圖14和圖15)。在隧道中線和側溝與軌道板之間對隧底實施L=20 m、縱向間距3 m的鉛垂向錨索加固計45孔，錨孔直徑為130 mm，錨索為6 mm@15.72 mm高強低松弛鋼絞線，錨固和自由段長度均為10 m，單孔張拉力為450 kN。在左、右軌道中線對軌道板和隧底實施L=10 m、縱向間距1.5 m的鉛垂向錨桿加固計58孔，錨孔直徑為110 mm，錨桿為32 mm PSB830精軋螺紋鋼，錨固和自由段長度分別為4 m和6 m，單孔張拉力為80 kN。

圖14 錨索(桿)布置縱斷面圖(單位：m)

圖 15 錨索(桿)布置橫斷面示意圖Fig.15 Tunnel cross-section showing arrangement of cables and rock bolts

2)引排水預設計。視地質補勘結果，在地下水發育段落下游最近一處橫通道內、距下行線路中線8 m處挖掘集水井；自井內以1.5%仰坡、呈扇形布置(3～5根)，向隧道仰拱底部下方約50 cm鉆φ108 mm孔后布設水平投影越過隧道中線1 m的90PVC-Umm引水管，最小管長Lmin=10.2 m、預計最大管長Lmax=14.5 m，見圖16(a)。

視地質補勘結果，在地下水發育段落下游平導正洞側垂直于平導方向挖掘洞軸凈長約13 m的集排水洞并在其內下挖集水井；自井內以3.0%仰坡、呈扇形布置(3～5根)，向隧道仰拱底部下方約50 cm鉆φ108mm孔后布設水平投影越過隧道中線1 m的90PVC-Umm引水管，最小管長Lmin=19.0 m、預計最大管長Lmax=26.5 m，見圖16(b)。

6.2.4 對整治設計的主要建議

6.2.4.1 錨固方面

1)設計前對接階段。在方向和概念性的設計前對接后，未采納以預應力錨桿錨固、至少是“剛柔相濟”即預應力錨桿與錨索相結合的方式的建議；少量間隔拆除后重新構建部分仰拱的建議措施因顧慮對運營影響大而放棄。

2)設計審查階段。基于對錨索必然的松動、滑移特征及其量化值估量顧慮，筆者建議錨固不應全部采用柔性的錨索，而應采用預應力錨桿或預應力錨桿與錨索相結合即“剛柔相濟”的方式，并提請設計將錨索設置為可調式以便補充張拉應對其松動、滑移；同時對以預應力錨桿把道床板和下伏圍巖體一體化的設計意圖表示質疑，一是若仰拱和下伏圍巖體穩定則不必使之一體化，二是預應力錨桿的長度決定了其錨固段可能仍處于塑性區而無效。設計決定先施作錨索，暫不施作錨桿。

3)實施階段。沒有采納提高錨索張力至700～800 kN的建議，但把封錨改為可調式。

4)實施后階段。部分拆除既有仰拱后重構新參數，仰拱+長大預應力錨桿+管孔式地應力釋放措施兼具抽排可能的地下水的建議被再度提出，相關方未明確表達，安排了再次的補充鉆探。

(a)

(b)

6.2.4.2 排水方面

基于3.4章節的驗證和對以泥巖、泥質巖等黏土巖為主的下伏圍巖體的透水性能和量值的認知，認為過多地強調地下水是病害主要原因之一可能使整治設計偏離方向，設計遂將引排水措施定位為預設計。

6.3 階段性效果評價

從圖4可見，錨索錨固后4個月(2013年9月6月—2014年1月4日) 內，斷面K108+620的2，3，5測點繼續隆起2，1，2 mm，K108+630的2，3，5測點繼續隆起3.8，3.3，5.4 mm，隆起速度有所降低，但并無收斂的跡象，且后期呈現加速趨勢。從圖4可見，K108+630的2，3，5測點2014年1月4月—4月18日繼續隆起3.7，3.8，4.5 mm，在2014年4月18日左右進行了錨索補充張拉，隆起變形停止了10 d后再度持續發展。錨索錨固措施對K108+598～+642段的底部結構隆起起到了一定的降速或抑制作用，但沒有終止K108+598～+642段底部結構的隆起。

7 結論與建議

7.1 結論

本文采用現場調查測試、理論分析和數值計算等手段，分析了YD隧道底部結構隆起病害的成因并探討了相應的治理方案，得出以下結論。

1)埋深50～300 m的隧底下伏薄至中厚緩傾、軟弱、平直結構面互層圍巖體結構在水平構造應力為主的極高地應力作用下必然產生圍巖體的牽延性損傷積累，表現為病害不易量化預測的潛伏期較長或很長，地質力學和圍巖體結構是隧底結構發生隆起病害的原因之一；仰拱參數不滿足如1.2章節所表述的地質環境，是隧底結構隆起病害發生的另一原因。

2)可能的圍巖膨脹性影響是通過地應力表現出來的，但不易也沒有進行量化研究，不能輕易忽略膨脹性巖體對病害發生所起的作用。現有資訊和驗證不能判斷地下水和施工不規范是該隧病害發生的主要原因。

3)該隧K108+600～+700段的下伏圍巖體未達峰后變形階段，對應地段的仰拱結構尚處于彈塑性階段而未破壞，即“待勢蓄發”狀態；K109+250～+350段的下伏圍巖體已達峰后變形階段。

4)在7.1章節1)條所述地質環境下，應根據地應力水平和圍巖體結構進行針對性分析，在此基礎上進行隧道底部結構的特殊設計，最終歸化為仰拱矢跨比和剛度的恰當選擇；無砟道床施工前的隧道穩定性評估十分必要，但現有的3個月的變形觀測期顯得不足。

5)錨索必然的松動、滑移特征決定了其不能作為隧底結構隆起病害整治單獨的和主要技術手段，以低預應力錨桿錨固、至少是“剛柔相濟”的方式應被重視。

6)隧道病害整治設計應考慮整治施工對鐵路運營的影響，但不能以此否決必要的結構整治手段。

7.2 建議

1)從該隧和筆者曾參與整治設計咨詢的區域內外數座隧道相同或類似病害看，在緩傾互層圍巖體環境中、埋深50～300 m的隧道工程中，應特別重視底部結構的針對性設計。

2)高速列車對軌道幾何尺寸的高敏感性決定了隧底結構隆起的安全風險巨大，鐵路的運營特點導致其維修和病害整治的難度及其工作量遠遠超出公路隧道；在埋深50～300 m的高地應力和互層圍巖體地質條件下，當量化分析不盡人意時，可采取較大的結構安全冗量應對，即采用更安全的仰拱結構，這也是處于灰色認知階段的隧道工程工作方法之一。

3)隧道工程地質除倚重綜合圍巖級別的研判外，還應著力于地應力甚至地質力學背景下對圍巖體結構影響的研究，應適度增加地質勘測階段必要的地應力測試工作量。

4)以《鐵路工程地質勘察規范》作為隧道膨脹巖的標準不符合隧道支護結構的有荷膨脹工況，建議盡快制定隧道的膨脹巖標準，并相應改進結構設計方法。

5)慎重研究含水地層中全包防水設計的弊端，進一步研究降低動荷載敏感區隧底填充圬工等級的技術方法。

6)無砟軌道比有砟軌道的確能大幅降低工務工作量，但是否應一刀切地推廣，需要進一步考慮，應關注其適用的地質條件。

7)應研究高速列車對軌道幾何尺寸的高敏感性要求與隧道穩定性判據的協調性。

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蘭州地鐵1號線區間盾構首穿黃河

2014年9月20日前后，蘭州軌道交通1號線一期工程迎門灘至馬灘區間將開始隧道施工，該工程通過2條長度分別為2.13 km和1.9 km的水下隧道，將蘭州市三大主城區緊密連接起來，這也將是我國首條穿越黃河的交通隧道。

蘭州地鐵1號線將下穿黃河，是國內的第一條黃河隧道，面臨著許多難以想象的困難。隧道位于黃河上游主河道內，必須連續穿越厚達200～300 m的卵石層，這種地質具有高滲透性和大孔隙等特征，穩定性差且含有大量大塊硬質漂石，這樣高難度的工程建設條件在國內屬罕見。

穿黃段使用的盾構為長度近百米的特種泥水盾構，目前該盾構正在加快建造，其中刀頭等關鍵設備在長沙加工。設備抵達蘭州后，預計可在25～30 d內組裝完成，隨后開始隧道掘進。

蘭州地鐵1號線全長約34 km，從東崗鎮出發，直至西固石崗。其中一期工程，東起東崗鎮，西至陳官營，正線長約26.78 km，基本沿蘭州市主客流走廊布設，工期預計2年9個月，它的建成將極大地緩解蘭州市日益緊張的交通壓力和擁堵現象。

(摘自 隧道網 http://www.stec.net/sites/suidao/ConPg.aspx?InfId=225eee59-5c7a-4ea4-8221-d221b1b3f61e&CtgId=77bc9040-5c59-4063-b0a5-2771b7223dd9 2014-09-10)

AnalysisonCausesforandRenovationofFloorStructureofaHigh-speedRailwayTunnelLocatedinslightly-dippingInterbeddedRockMass

WANG Lichuan1,2,XIAO Xiaowen2,LIN Hui2

(1.ChengduRailwayBureau,Chengdu610082,Sichuan,China; 2.SchoolofCivilEngineering,CentralSouthUniversity,Changsha410075,Hunan,China)

Y.D.Tunnel,designed with a speed of 200 km and double-block ballastless track,in Southwest China is about 7.85 km in length.Varying degrees of heaving appeared in the floor structure of the tunnel within the region of K107+970～K109+270 after it was put into service.Cracks and failure developed in the ballastless tracks,resulting in track geometry changing in an unstable state.The railway operation was seriously influenced.The tunnel was located in low-medium thick interbedded strata of medium-weathered mudstone and sandstone.The in-situ stress was measured,indicating that there existed high horizontal stress nearly perpendicular to the tunnel axis.In the paper,the causes for the heaving of the floor structure of the tunnel are analyzed by means of field survey and measurement,theoretical analysis and numerical simulation.It is concluded that the causes for the heaving of the floor structure are as follows:1) Super-high ground stress,mainly taking the form of horizontal structural stress,acts on the slightly-dipping interbedded low-medium thick rock mass underlying the tunnel floor; 2) The parameters of the invert cannot meet the requirements of the geological conditions.The following countermeasures are proposed for the treatment of the floor heaving:1) For tunnels located in slightly-dipping interbedded rock mass and under 50 m～300 m cover,special attention should be paid to the specific design of the floor and appropriate rise span ratio and rigidity should be selected for the tunnel invert; 2) Due to the loosening and sliding features of the anchor cables,the anchor cables cannot be taken as the only or major technological measures to control the heaving of the tunnel floor; on the other hand,rock bolting,at least “rigid control measures + flexible control measures” should be taken to control the heaving of the tunnel floor.

railway tunnel; slightly-dipping interbedded rock mass; horizontal ground stress; floor structure heaving; disease causes; treatment

2014-04-08;

2014-07-15

國家科技支撐項目(2012BAG05B00)

王立川(1965—)，男，河南孟州人，2011年畢業于中南大學，橋梁與隧道工程專業，博士，教授級高級工程師，現任成都鐵路局副總工程師。長期從事鐵路、軌道交通、公路、水利等行業的隧道與地下工程施工、病害(缺陷)整治、地質災害防治、施工管理、建設管理、設計和施工咨詢工作，致力于淺埋、偏壓、大跨、強透水地層、淤泥質軟土等地下工程的結構和施工技術研究。

10.3973/j.issn.1672-741X.2014.09.003

U 457+.2；U 459.1

A

1672-741X(2014)09-0823-14