高速鐵路隧道仰拱結構受力現場實測分析

杜明慶，張頂立，張素磊，房　倩

(1.青島理工大學 土木工程學院，山東 青島　266033；2.北京交通大學 隧道及地下工程教育部工程研究中心，北京　100044)

高速鐵路隧道仰拱結構的穩定性直接影響隧道的整體穩定和運營安全。在新建和已運營的隧道中，隧道底部結構若出現開裂、破損甚至沉陷錯臺等現象，將危及行車安全[1-9]。

由于高速列車的速度較快，為保證軌道的平順性，對隧道基底結構的沉降變形提出了更高的要求，因此迫切需要全面了解隧道仰拱的受力變形特征。針對仰拱的受力和變形問題，孔恒等[10]全面分析了隧底隆起的成因、分類與控制技術，總結和分析了隧底隆起破壞的3種基本外在表現形式；王明年等[11]通過大比例尺模型試驗與有限元分析相結合的方法研究了隧道仰拱的力學行為；時亞昕[12]、周佳媚[13]研究了預制塊仰拱結構的受力特性；施成華等[14-16]研究了鐵路隧道基底結構的受力狀態、病害產生的機理以及病害的整治措施；鐘祖良等[17]分析了公路隧道底鼓的發生機理及主要影響因素。不少學者通過現場測試的方法對隧道結構受力進行了研究[18-20]，主要分析了初支及二襯的受力和變形特征、初支與二襯之間接觸壓力隨時間的發展規律和沿洞周的空間分布特性。然而這些研究多集中于分析其最終形態，對于仰拱底鼓的歷時過程仍認識不足，常常導致選用的控制措施過于保守，造成不必要的浪費。

本文以蘭新第二雙線(蘭新高鐵)福川隧道為研究對象，在整治后的仰拱中埋設了混凝土應變計、鋼筋應變計、土壓力盒等測試元件，根據現場測試結果分析仰拱內部混凝土及鋼筋的受力發展過程，提出福川隧道仰拱底鼓的3種程度，給出每種程度對應的控制措施，為整治高速鐵路隧道仰拱的底鼓提供依據和參考。

1　現場測試

1.1　工程概況

福川隧道位于甘肅省永靖縣境內，穿行于湟水河右岸高階地和低中山區，起訖里程DK39+730—DK50+379，全長10 649 m，最大高度為12.23 m，寬度為14.70 m。洞內線路縱坡為人字坡，為雙線隧道，隧道洞身一般埋深為50～180 m，最大埋深約270 m，最小埋深約7 m。地層以泥巖為主，局部間夾薄層砂巖，主要為紫紅、棕紅色，局部為灰綠色，泥鈣質膠結，薄層—中厚層構造，成巖作用較差；泥巖為泥質結構，砂巖為粉、細砂狀結構；節理裂隙較發育，弱風化，具膨脹性，屬Ⅳ級圍巖。

襯砌采用Ⅳa-1型，即初期支護噴C25混凝土，拱墻厚250 mm，仰拱厚100 mm；拱墻設φ6鋼筋網，間距200 mm×200 mm；拱墻設置系統錨桿，間距為1.2 m×1.5 m，長度為3.0 m；拱墻設置Ⅰ18型鋼鋼架，縱向間距為1.0 m。二次襯砌為C30素纖維混凝土，拱墻厚450 mm，仰拱厚550 mm。仰拱結構橫斷面如圖1所示。

圖1　隧道仰拱斷面圖(單位：mm)

1.2　測試概況

隧道施工完成后，對鋪設的長鋼軌進行小車復測，發現左右軌高程差超限。經測量、調查發現：隧道存在軌道上鼓、道床板與仰拱找平層脫離、仰拱開裂等現象；并且除個別裂縫斜向隧道中線外，大部分的裂縫均沿隧道縱向發展，裂縫呈張開型，寬度為 1～50 mm不等；橫斷面上裂縫左右側存在10～50 mm的錯臺現象；如圖2所示。

發現病害后相關單位立即對其進行了整治，整治后的仰拱及仰拱填充層混凝土為C40，并在仰拱中加設2層直徑為22 mm的HRB335鋼筋網。為研究隧道病害產生的過程及高速鐵路隧道仰拱的受力特征，整治過程中將測試元件預埋在裂縫發育較嚴重的斷面DK41+324和DK41+410處，通過對橫斷面上裂縫發育位置的調查研究，發現裂縫位置基本集中在仰拱中心、道床板與電纜槽中間的溝槽處(兩側)，故將監測元件分別布置在這3處，同時，為能全面地監測整個仰拱的受力狀況，在仰拱中心與兩側溝槽的中間位置各加設1組監測元件，這樣共設置5組監測元件。測試元件包括混凝土應變計、鋼筋應變計和土壓力盒，每個斷面埋設5個混凝土應變計、10個鋼筋應變計和5個土壓力盒，元件具體布置位置及現場測試情況如圖3所示(圖3(a)中括號內的數據為斷面DK41+410中元件位置)。

圖2　裂縫分布

2　測試結果分析

圖3　斷面DK41+410處測試元件埋設位置及現場測試圖

福川隧道監測斷面DK41+324和DK41+410于2012年8月初進行了開挖、襯砌及仰拱施工，左、右線道床板施工時間分別為2013年9月20號左右和2013年11月8號左右。2014年9月13號對監測斷面處的仰拱結構進行了破挖返工，同時埋設了監測傳感器并開始監測，監測持續到2015年3月止。

2.1　混凝土應力測試結果與分析

圖4、圖5分別為斷面DK41+324和DK41+410的仰拱混凝土應力時程曲線，圖中正值為拉應力，負值為壓應力。圖4中斷面DK41+324處仰拱中心混凝土應變計(編號717)在2014年10月末損壞，故其讀數只有9月及10月2個月份的。

圖4　斷面DK41+324處仰拱混凝土應力時程曲線

圖5　斷面DK41+410處仰拱混凝土應力時程曲線

由圖4和圖5可知，從仰拱破挖返工到隧道運營的整個過程中，仰拱施工過程總體上可以分為以下3個階段。

第1階段：仰拱破挖至混凝土硬化階段。2014年9月13日仰拱破挖后，隧道底部圍巖應力在一定程度上得到釋放，且此時二襯失去支撐處于懸空狀態，仰拱混凝土澆筑后主要承受來自二襯的自重及上部圍巖荷載以及自身的水化熱膨脹力，整個仰拱結構基本承受壓應力。

第2階段：混凝土硬化至隧道底部圍巖荷載增大階段。2014年10月中下旬，混凝土逐漸硬化且底部膨脹性圍巖釋放荷載進一步增大并逐漸起主導作用，仰拱中心上部混凝土逐漸向受拉狀態轉變，其他部位的混凝土壓力增大速度放緩。

第3階段：隧道底部圍巖荷載增大至鋼軌鋪設試運營后的逐漸穩定階段。2014年12月，鋪軌完成后，在軌道等附屬設施荷載以及試運營列車荷載的作用下，隧道仰拱中心的拉應力不再增大，仰拱受力基本穩定。

由圖5可知：斷面DK41+410仰拱中心處的混凝土應力在2014年11月初迅速增大，最大拉應力達到1.9 MPa。其主要原因是，11月初隧道所在地區雨雪天氣頻繁，地下水得到大量補充，隧道基底圍巖具有膨脹性，圍巖遇水后膨脹，導致底部圍巖應力增大從而取代二襯壓力成為控制仰拱受力變形的主導因素，使仰拱結構由受壓狀態向受拉(彎)狀態轉變。

對斷面DK41+410，在3個階段中各選1 d的數據，分析仰拱中心兩側不同距離處的混凝土應力，如圖6所示。結合圖4、圖5和圖6可知：第1階段混凝土受壓(2014-09-22)，第2階段壓應力繼續增大，仰拱中心逐漸向受拉轉變(2014-11-10)，第3階段拉壓應力逐漸穩定 (2014-12-08)。

圖6　斷面DK41+410處混凝土應力隨距離的變化

2.2　土壓應力測試結果與分析

圖7、圖8分別為斷面DK41+324和斷面DK41+410處的土壓應力時程曲線(需要說明的是，由于監測環境比較惡劣，斷面DK41+324中E1217和斷面DK41+410中的E1188和E1211測點沒有測得有效值)。由圖7和圖8可知：2014年11月初，這2個斷面均有土壓應力迅速增大的現象，與混凝土應力監測結果一致，這同樣是由于雨雪天氣造成的；斷面DK41+410處的土壓應力變化較大，從11月1日到11月12日的12天中，土壓應力由180 kPa增大到400 kPa，最終的土壓應力最大值達到636 kPa；斷面DK41+324仰拱中心處，土壓應力從11月1日到11月12日的12天中由145 kPa增大到255 kPa，最終的土壓應力最大值為350 kPa；監測點1201和1246在2014年10月4日土壓應力呈現出減小的趨勢，這主要是由混凝土降溫收縮及仰拱底部偏壓等多種因素共同作用造成的。

圖7　斷面DK41+324處土壓應力時程曲線

圖8　斷面DK41+410處土壓應力時程曲線

2.3　鋼筋應力測試結果與分析

圖9、圖10分別為斷面DK41+324和斷面DK41+410處的仰拱鋼筋應力時程曲線。由圖9和圖10可知：仰拱鋼筋的應力變化過程與混凝土的應力變化過程類似，同樣可以劃分為3個階段，在不同階段，隧道二襯的自重、上部圍巖荷載、隧道底部圍巖釋放荷載、軌道道床的荷載及列車荷載分別起主導作用；混凝土剛澆筑后鋼筋受壓，隨后鋼筋壓應力短暫減小，且上排鋼筋的壓應力減小幅值明顯大于下排鋼筋，說明基底圍巖對仰拱結構的作用力增大；隨著底部圍巖釋放荷載進一步增大，仰拱中心上部鋼筋出現拉應力，其他部位的鋼筋壓應力增大幅度減小，鋼軌鋪設及列車試運營后仰拱鋼筋應力逐漸穩定，除仰拱中心點上部鋼筋受拉外，其余處鋼筋均受壓。

圖9　斷面DK41+324處鋼筋應力時程曲線

斷面DK41+324和DK41+410仰拱中心處的鋼筋應力在2014年11月初迅速增大，這與混凝土應力及土壓應力的監測結果相吻合；斷面DK41+324處仰拱中心上部鋼筋受拉，最大拉應力36 MPa，仰拱中心下部鋼筋受壓，最大壓應力高達135 MPa；斷面DK41+410處仰拱中心鋼筋呈現出相同的趨勢，仰拱中心上部鋼筋受拉，最大拉應力為15 MPa，仰拱中心下部鋼筋受壓，最大壓應力高達138 MPa。

圖10　斷面DK41+410處鋼筋應力時程曲線

對斷面DK41+324，在3個階段中各選1 d的數據，仰拱中心兩側不同距離處上下2排鋼筋的應力分布如圖11所示。由圖11可知：下排鋼筋始終受壓，且壓應力逐漸增大，仰拱中心位置的壓應力增幅最大，兩側壓應力增大幅度相對較小；上排鋼筋首先受壓，然后仰拱中心兩側鋼筋壓應力逐漸增大，仰拱中心位置鋼筋由受壓狀態逐漸向受拉狀態轉變，且各階段中鋼筋應力與所在位置距仰拱中心距離之間的關系符合高斯分布。

圖11　斷面DK41+324處鋼筋應力

3　福川隧道底鼓過程及控制

3.1　福川隧道底鼓過程分析

隧道底鼓往往是由多種復雜因素共同作用的結果，需要找到其主要原因才能更好地進行整治。福川隧道底鼓段圍巖以膨脹性泥巖為主，隧道開挖后應力重分布，淺部圍巖變得軟弱破碎，由于拱部和邊墻都進行了有效的支護，所以在地應力作用下仰拱的軟弱巖體受到擠壓向隧道內變形，且圍巖具有膨脹性，遇水后圍巖體積膨脹，尤其是地下水大量補充后，基底圍巖膨脹力迅速增大，導致仰拱出現底鼓破壞。根據底鼓量的大小可分為輕微、中度、嚴重3種程度，如圖12所示。

圖12　福川隧道仰拱底鼓3種程度示意圖

輕微底鼓：福川隧道為深埋隧道，圍巖本身存在較大的應力，隧道開挖后圍巖應力重分布進入二次應力狀態，高應力圍巖作用下淺部圍巖進一步破壞，塑性圈半徑擴大，使得圍巖變形破壞逐漸從淺部向深部發展，圍巖變形量加大、圍巖裂隙擴展，遠場地應力作用下仰拱的軟弱巖體受到擠壓向隧道內變形。另外，在地下水滲透作用下圍巖吸水膨脹，導致仰拱出現少許裂縫，但并沒有出現明顯的底鼓破壞，不影響行車安全，屬于輕微底鼓。

中度底鼓：吸水膨脹后的圍巖膨脹力在作用于仰拱結構的同時，也對未完全膨脹的圍巖施加作用力，使其產生裂隙，裂隙的增加又進一步加劇了地下水的滲透，使得未完全膨脹型圍巖向完全膨脹型圍巖轉化，此過程長時間循環往復導致仰拱裂縫進一步發育并出現足以影響行車安全的底鼓，這屬于中度底鼓，此時有必要對運營列車采取降速措施并對基底采取相應的加固措施。

嚴重底鼓：當有大量地下水補充時，中度底鼓發展速度將大大提高，短時間內膨脹力急劇增加，將導致仰拱結構出現較嚴重的底鼓破壞，這屬于嚴重底鼓，此時在采取控制措施之前應限制列車的運行。

3.2　數值模擬分析

為進一步了解仰拱結構的底鼓過程，采用數值計算對仰拱受力的全過程進行模擬分析。上文中測試斷面處的隧道埋深為190 m，為減小模型尺寸以降低計算量，模型計算中以荷載的形式補償隧道模型埋深的不足，取幾何模型的長×寬為100 m×100 m，模型上部為自由邊界，左右兩側及底部為固定約束。利用ABAQUS熱力耦合場實現隧道圍巖的膨脹[21]。因為本文中數值模擬重點關注仰拱底鼓過程中內部應力的變化，故計算中讓圍巖充分膨脹，直至計算不收斂，可認為此時仰拱已發生較大的隆起。計算模型局部網格圖及材料參數分別見圖13及表1，數值計算中圍巖采用摩爾庫倫本構模型，混凝土采用塑性損傷模型，鋼筋采用彈性模型，泥巖黏聚力為110 kPa，內摩擦角為25°。

圖13　局部網格圖

表1　材料的物理力學參數

仰拱底鼓過程中內力變化的3個階段如圖14所示，圖中黑色區域代表受拉區，灰色區域代表受壓區，混凝土的開裂主要由拉應力引起，圖中用虛線表示拉應力的大小，用顏色變化表示拉壓應力區域的擴展。

仰拱的內力變化經歷了3個階段，第1階段如圖14(a)所示，仰拱上部為受拉區，下部為受壓區，拱腳內側為受壓區，外側為受拉區；隨著圍巖膨脹力的增加，仰拱內力進入第2階段，見圖14(b)，此階段中仰拱上部受拉區域向底部擴展，中間偏下位置已出現受拉區，仰拱最大拉應力為0.35 MPa時，仰拱填充層中混凝土最大拉應力為2.80 MPa，已超過其抗拉強度，填充層中出現裂縫及底鼓現象；第3階段(圖14(c))仰拱受拉值以及受拉區域均迅速增大，仰拱最大拉應力為1.90 MPa，此時仰拱填充中混凝土最大拉應力已遠大于其抗拉強度，填充層中裂縫的長度、寬度以及深度相應增加，且底鼓破壞現象更為嚴重，這與現場監測到的仰拱內力變化結果相吻合，因此可將上述計算結果作為福川隧道不同程度底鼓的判別依據。圖15為根據現場測試和數值計算給出的3種程度過程控制的標準及流程。

圖14　仰拱內力變化過程

3.3　福川隧道底鼓控制措施

對于隧道內其他斷面的底鼓治理可根據其所處的不同程度采取不同的控制措施。隧道仰拱底鼓的3種程度，即輕微、中度、嚴重底鼓，為準確地給出各程度對應的控制措施，避免控制措施過于保守而造成浪費或者過于薄弱達不到治理效果，基于本文建立的模型，采用正交試驗計算，給出各階段的最優控制措施。

圖15　3程度控制標準

選用底鼓治理中常用的打設錨桿和注漿加固2種控制措施進行綜合治理。因為治理斷面為同一地層、選用同一注漿材料，故可假設注漿強度、滲透率等參數相同，僅考慮注漿厚度對加固效果的影響，漿液強度選用C30混凝土強度，錨桿選用φ20螺紋錨桿，將錨桿長度和注漿厚度分別分為4個水平進行計算，見表2。

表2　控制措施水平值

根據上述因素及水平確定選用L16(45)正交試驗表，即五因素四水平的正交表，因計算中僅有2個因素，故正交試驗組數與全面試驗組數相同，為16組。仰拱最大隆起量是表征底鼓最直觀的參數，故選取仰拱最大隆起量作為目標函數進行計算。由上文計算可知，輕微底鼓，即仰拱拉應力小于0.35 MPa時，仰拱最大隆起量為2 mm，故計算中選用仰拱最大隆起量2 mm作為控制標準。中度底鼓和嚴重底鼓的計算結果見表3及表4。

表3　中度底鼓的計算結果

表4　嚴重底鼓的計算結果

由表3和表4可知：將仰拱最大隆起量控制在2 mm左右，中度底鼓對應的有2種計算結果：①錨桿長度4 m、注漿厚度4 m；②錨桿長度8 m、注漿厚度2 m；嚴重底鼓對應的有1種計算結果，即錨桿長度6 m、注漿厚度6 m。綜合考慮經濟因素和施工難易程度，中度底鼓選用的控制措施為錨桿長度4 m、注漿厚度4 m，嚴重底鼓選用的控制措施為錨桿長度6 m、注漿厚度6 m。控制措施施加前后仰拱豎向最大位移云圖對比如圖16所示。

結合現場測試及數值計算，建議采取如下控制措施。

(1)對于隧道內屬于輕微底鼓的區間，應加強巡視，對中心水溝及時清淤，保證及時、順暢地排出積水，以避免中度底鼓的發生。

(2)對于隧道內屬于中度底鼓的區間，除了做好排水措施外，在隧道中心水溝與道床板之間的中間位置，沿縱向打設間隔1.0 m、長4.0 m、φ42自進式錨桿，同時對圍巖進行厚度4 m的注漿加固，以充填圍巖裂隙，但同時應嚴格控制注漿壓力，防止因壓力過大而出現抬升，有效地阻止嚴重底鼓發生的可能。

(3)對于隧道內屬于嚴重底鼓的區間，在隧道中心水溝與道床板之間的中間位置，沿縱向打設間隔1.0 m、長6.0 m、φ42自進式錨桿，同時對圍巖進行厚度6 m的注漿加固，對于局部特別嚴重的底鼓區間可采取與文中監測斷面相同的破挖返工措施。

4　結　論

(1)根據現場監測的仰拱混凝土受力變化，可以將仰拱破挖返工到隧道運營的整個施工過程分為3個階段：仰拱破挖—混凝土硬化；混凝土硬化—隧道底部圍巖荷載增大；隧道底部圍巖荷載增大—鋼軌鋪設試運營后的逐漸穩定階段。在不同階段，隧道二襯、自重及上部圍巖荷載、隧道基底圍巖膨脹、軌道附屬設施及列車荷載分別起主導作用。

(2)在整個施工過程中，仰拱混凝土首先受壓，隨后仰拱中心上部混凝土向受拉狀態轉變，其他部位混凝土壓應力的增大速度降低，鋪軌完成及列車運營后，仰拱混凝土受力趨于穩定，拉、壓應力基本不再變化。

(3)將福川隧道仰拱底鼓分為輕微、中度、嚴重底鼓3個程度，發現地下水含量和圍巖裂隙發育程度是影響底鼓程度發展的主要因素。

(4)通過熱力耦合場進行圍巖體積膨脹的模擬，將仰拱中拉應力的不同變化作為各程度的判別依據，針對底鼓發展的不同程度應采用對應的控制措施，成功治理了仰拱底鼓，為類似工程病害的治理提供了經驗。

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