深埋老黃土隧道圍巖劣化對支護受力影響分析

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部， 北京 100073；2. 西南交通大學 交通隧道工程教育部重點實驗室， 四川 成都 610031；3. 西南交通大學土木工程學院， 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，但目前仍未形成系統的黃土隧道設計修建理論與方法?？傮w上看，黃土隧道理論研究遠遠滯后于工程實踐，設計施工主要通過工程類比法[1]進行。

陳建勛等[2]對黃土隧道洞口段支護結構的力學特性進行了分析，建議取消黃土隧道洞口段系統錨桿，采用由鋼拱架、鋼筋網、鎖腳錨桿、噴射混凝土、縱向連接筋組合形成的初期支護結構。霍潤科等[3]通過數值模擬和現場量測數據分析，給出了黃土隧道初期支護的優化參數。姜久純[4]對劉家坪3號隧道的初期支護結構進行受力監測，監測結果表明噴射混凝土應力均為壓應力。扈世民等[5]通過數值模擬結合現場監測試驗，得到了黃土隧道初期支護的受力與變形狀態。李健等[6]研究分析了圍巖與組合支護的相互作用機制，得出了格柵鋼架在大斷面黃土隧道中的適用條件，以及初期支護的合理設計參數。

既有研究多基于初期勘探的地質資料，采用施工試驗段、應力監測以及圍巖-支護共同協調變形的數值分析方法對黃土隧道的受力模式以及合理支護參數進行研究。但圍巖的力學參數并非一直恒定，隧道開挖擾動引起的地下水通路變化、連續降水、受力狀態改變等因素都可能導致圍巖劣化，從而使支護結構產生附加應力，影響圍巖-支護體系的整體穩定性； 而在圍巖含水率升高至軟塑、流塑狀態時，圍巖-支護間的相對滑移已不可忽略，在計算中應予以考慮。本文以蒙華鐵路MHSS-1標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結構受力特征的影響，計算中通過設置接觸參數考慮圍巖-支護間的滑移效應，以期為初期支護破壞段的拆換加固提供依據，并為后續段落的施工設計變更提供參考。

1 依托工程開挖前地質情況

陽山隧道深埋老黃土初期支護破裂段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黏質老黃土，圍巖級別為Ⅳ，硬塑，開挖未見地下水，原地質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%，塑性指數為13.4，黏聚力為76.2 kPa，內摩擦角為30.6°； 上覆第四系上更新統砂質新黃土，黏質新黃土。

黃土的物理力學性質受含水率的影響很大，當黃土的含水率小于塑限時，黃土含水率的變化對其抗剪強度參數的影響較大； 當含水率超過塑限時，影響相對較??； 而超過飽和含水率時，影響不大[7]。

2 初期支護破壞情況及現場測試結果

2016年5月，蒙華鐵路陽山隧道出口深埋老黃土段(DK390+786～+520)初期支護發生破壞并造成初期支護侵限，表現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，初期支護變形侵限。破壞發生后，對侵限情況進行量測，侵限范圍為內軌頂上0.08～8.89 m，侵限值為5.0～22.3 cm。初期支護破壞情況如圖1所示。

(a) 鋼架屈曲整體圖

(b) 鋼架屈曲細部圖

圖1初期支護破壞情況

Fig. 1 Destruction of primary support

為找到導致初期支護破壞的原因，采取了現場含水率測試、鉆芯取樣、波速測試等措施。在初期支護破裂段現場隨機選取5處(每處4個鉆孔)進行圍巖波速測試，每處在初期支護開裂的上、下側各布置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

根據各鉆孔最深的圍巖波速降低點，作出初期支護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)

為了進一步研究圍巖的破壞形式并對前面的鉆孔聲波測試結果進行驗證，選取不同斷面不同部位的5處進行鉆孔取芯，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，驗證了剪切滑移面的存在，也證明了圍巖波速測試結果的正確性，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

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

圖8 監測斷面含水率歷時曲線(2016年)

由測試結果可知，相比于初始含水率15%，初期支護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%，并在持續監測的第17日開始趨于穩定，含水率穩定在24%～30%，均已超過土體的塑限。

3 原圍巖參數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比例分析

首先不考慮圍巖劣化，在原圍巖參數下分析圍巖的穩定性特征。由于在隧道修建過程中，監控量測滯后于開挖，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距離掌子面2～5倍洞徑內(因圍巖的物理力學參數而異)的未開挖段產生的位移，以及開挖后量測前產生的位移。為了考慮由于開挖后支護前產生的先期位移所引起的不平衡力變化，通過數值計算進行分析，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，圍巖用實體單元模擬，采用摩爾-庫侖本構模型，不設置支護結構，邊界約束按平面應變進行設置，計算在重力作用下圍巖的穩定特征。對計算結果進行分析處理得到當前計算工況下不平衡力率與位移率的關系曲線如圖9所示。其中不平衡力率為在數值分析中無支護條件下，隧道開挖后計算收斂前某一計算分析步對應的最大不平衡力與隧道開挖后第一個計算分析步對應的最大不平衡力的比率，以此表征圍巖壓力釋放程度。

圖9 原圍巖參數工況下不平衡力率與位移率關系曲線

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

根據鄭西客運專線大斷面黃土隧道開挖監測數據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監測時記錄的總變形量。此次分析取超前變形占10%，開挖產生的瞬時變形占25%，監測的總變形占65%。陽山隧道深埋老黃土段預留變形量為12 cm，初期支護破裂前段的監測數據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，統計平均值為8.1 cm，對應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施監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%，即立鋼拱架噴漿進行正式監測時圍巖壓力僅為原巖應力的89.86%。以此為依據，在后續數值分析中，先將不平衡力的10%由圍巖通過產生位移調整二次應力分布自承，剩余90%由施作支護后的圍巖-支護體系共同承擔。

3.2 數值分析計算參數取值及計算工況設置

由于洞身圍巖是大塊壓實結構，且本身的含水率較高，故不考慮濕陷性； 洞深圍巖為黏質老黃土，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致的圍巖劣化對初期支護受力的影響，并結合現場實測應力驗證，分析實際的圍巖劣化程度。

計算參數取值依據勘探資料，并參考《工程地質手冊》[7]中陜西區域的黃土參數統計值，以及黃土物理力學性質隨含水率變化的試驗數據，具體參數取值見表1。對于接觸面參數的取值，根據經驗[9]，在數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為結構面法向方向上與結構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

接觸面參數的取值見表2—3。初期支護噴射混凝土等級為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

表3 支護參數

由于此次分析主要考慮在實際施工中初期支護結構的破壞風險，所以均取材料的極限強度進行考慮，對于安全儲備主要由二次襯砌承擔。對于噴射混凝土襯砌抗剪強度的考慮： 抗剪法試驗[10]中對于常規澆筑的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度則更低，按規范[11]中C25混凝土的抗壓強度與噴射混凝土抗壓強度的比值考慮折減系數為0.895(在一定范圍內，混凝土的抗剪強度與抗壓強度可近似看作線性相關[10])，噴射混凝土抗剪強度為4.83～5.46 MPa，按4.5 MPa考慮。雖然隨著壓應力增大，抗剪強度會有所提高，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度實測值為25 MPa，根據規范[11]中彎曲抗壓強度與軸心抗壓強度的換算式，可得彎曲抗壓強度為27 MPa。

為研究原圍巖參數下支護結構的受力特征與不同圍巖劣化程度下呈現出的差異，將計算工況設置如表4所示。

表4 計算工況

計算模型如圖10所示，邊界條件按平面應變設置。

圖10 計算模型示意圖(單位： m)

在重力作用下，初始地應力平衡后，按三臺階開挖進行分析。圍巖采用實體單元模擬，為摩爾-庫侖本構； 初期支護襯砌及鎖腳錨管采用結構單元進行模擬，考慮圍巖為黃土且劣化前處于硬塑狀態，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到界面剪切強度后發生小變形滑移。圍巖劣化區及周邊區域網格劃分如圖11所示，初期支護模型如圖12所示。

圖11 圍巖劣化區及周邊區域網格劃分

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

圖12 初期支護模型

3.3 工況1 原圍巖參數數值分析

按圍巖劣化前參數進行計算分析，以研究在圍巖不劣化情況下支護體系的受力特征及安全性。將計算結果處理得到軸力、剪力、彎曲力對應的凈空側初期支護噴射混凝土應力，正應力以拉為正，壓為負； 剪切應力符號與內力生成的局部坐標系有關，以隧道中心線為隧道左右側分界線，左側剪應力為負，右側剪應力為正，所對應的剪切力方向指向隧道凈空側。由于在計算結果中彎曲應力均較軸壓應力小，圍巖側與凈空側均為全環受壓，且正應力的破壞控制側均在凈空側，因此在后續計算結果中均只顯示作為控制側的凈空側結構應力分布。為減弱計算邊界效應的誤差，選取中心環的單元，計算得到的噴射混凝土應力分布如圖13所示，圖中數據為選取的結構特征點應力值。

(a) 噴射混凝土軸力對應正應力分布圖

(b) 噴射混凝土剪力對應剪切應力分布圖

(c) 噴射混凝土彎曲應力分布圖

(d) 噴射混凝土凈空側綜合正應力分布圖

圖13工況1噴射混凝土凈空側各內力對應應力分布(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，噴射混凝土全環受壓，以軸壓應力為主，彎曲應力較小。最大綜合正應力位于拱頂，為16.22 MPa，小于極限彎曲抗壓強度27 MPa，抗壓安全系數為1.665； 最大剪應力位于上臺階拱腳施作鎖腳錨管處，為3.58 MPa，小于4.5 MPa的極限抗剪強度，抗剪安全系數為1.265，方向指向隧道凈空側。當前支護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量的離散性，初期支護仍存在一定的破壞風險。

3.4 工況2 圍巖劣化無連續滑移面數值分析

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

由圖14可知，噴射混凝土全環受壓，軸壓應力較工況1變化不大，上臺階襯砌彎曲壓應力增幅較大； 上臺階襯砌同時有較大的軸壓應力以及彎曲壓應力，最大綜合正應力在拱頂，為25.6 MPa，較工況1增大57.83%，抗壓安全系數為1.05； 最大剪應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%，抗剪安全系數為0.780，方向指向隧道凈空側。此工況下，當前支護普遍會在上臺階拱腳處發生剪切破壞，拱腳剪切破壞后，位移會有較大的發展，同時會存在一定程度的應力釋放，使當前襯砌內力有不同程度的降低。因此，相比于采用常規初期支護在發生破裂之后被動讓壓，達到新的平衡狀態，更適宜的支護思路是采用能適應圍巖大變形的讓壓支護結構，如限阻耗能型支護[12]。

3.5 工況3圍巖劣化有連續滑移面數值分析

在工況3中依據前述現場波速測試及鉆孔驗證得到的破裂面范圍，在數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，接觸面參數見表2—3。結合含水率測試的結果，分析可知由于隧道開挖后產生的新生裂隙形成了滲水通路，施工期間正值雨季，持續的大氣降水補給使洞周圍巖含水率升高而劣化，加劇了裂隙發展，最終形成了連續的剪切滑移面。對此工況進行計算，分析支護體系的受力特征及安全性。計算得到的襯砌內力如圖15所示。

由圖15可知，噴射混凝土全環受壓，全環同時有較大的軸壓應力以及彎曲壓應力，最大綜合正應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力，為77.68 MPa，較工況1增大20.70倍，指向隧道凈空側。此時噴射混凝土應力已遠超過噴射混凝土強度，發生破壞的位置為滑移體與襯砌支護相交處的上邊界，在高剪、壓應力的作用下發生剪壓破壞，破壞的具體位置與實際形成的破裂滑移面的位置有關。

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

(a) 噴射混凝土軸力對應正應力分布圖

(b) 噴射混凝土剪力對應剪切應力分布圖

(c) 噴射混凝土彎曲應力分布圖

(d) 噴射混凝土凈空側綜合正應力分布圖

圖14工況2噴射混凝土凈空側各內力對應應力分布(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正應力分布圖

(b) 噴射混凝土剪力對應剪切應力分布圖

(c) 噴射混凝土彎曲應力分布圖

(d) 噴射混凝土凈空側綜合正應力分布圖

圖15工況3噴射混凝土凈空側各內力對應應力分布(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壓曲； 最大軸拉應力為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 計算結果綜合分析及現場實測支護內力驗證

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

圖17 計算工況的正應力分布包絡圖(單位： MPa)

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

在DK390+786～+520段共設置了6個應力應變監測斷面，綜合6個斷面凈空側的應力測試情況，得到了實測凈空側噴射混凝土正應力的包絡線； 并根據前面的3個計算工況的數值分析結果，選取與實測測點相同的應力特征點得到了基于實測測點的計算正應力包絡線。計算應力分布與實測應力分布的對比包絡圖如圖18所示。

計算與實測應力的對比分析表明，只有考慮破裂滑移面實際分布范圍的全工況計算應力包絡線能很好包絡實測應力線； 基于實測測點的全工況計算應力包絡線，在斷面左側與實測應力包絡線符合得很好，說明計算工況3破裂滑移面位置是符合實際的； 而右側上臺階拱腳的實測最大應力更大，說明部分監測斷面右側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力包絡線仍能較好地涵蓋右側的實測應力分布。

圖18計算應力分布與實測應力分布的對比包絡圖(單位： MPa)

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

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

4 結論與建議

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

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

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)的彎曲壓應力增大，上臺階拱腳剪切應力增大，易發生壓剪破壞，原支護難以滿足受力要求。

3)圍巖形成連續滑移面的影響為： 支護結構滑移面附近剪切應力增大，同時在滑移體與支護結構的接觸區域壓應力增大； 最大剪切應力與最大壓應力均位于滑移體與支護接觸的上部邊界，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，當前支護無法滿足受力要求。

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

依據得到的結論，給出了如下施工建議。

1)在破壞段拆換加固時需要加強上中臺階鎖腳錨管，將原設計的每處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)將有連續破裂面的圍巖徑向注漿加固后，原支護強度仍不足，后續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； 而對于已破壞區段則采用I22工字鋼+25 cm噴射混凝土套拱支護，除安全性的考慮外，還為了控制位移，減少侵限值。從后續施工效果來看，初期支護破壞現象得到有效控制，破壞明顯減少，僅在DK390+462～+467段出現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，對后續進一步研究的方向提出如下建議。

1)加強支護未能全面控制初期支護開裂，因此在后續段落中設置了對比試驗段，增大預留變形量至15～20 cm，并采用了限阻器支護，除與原支護相接斷面由于結構剛度差異產生環向裂縫外，無其他開裂破壞現象，初期支護受力整體連續性保持良好，說明采用讓壓支護結構也是有效對策。

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育或開挖引起地下徑流變化導致的圍巖劣化還需進一步考慮流固耦合的力學效應。

3)可進一步考慮塑性土體的流變蠕變效應對支護結構受力的影響。