基于流固耦合作用的偏壓連拱隧道穩定性分析

曹媛媛，劉輝，劉耀坤，韓學禮

(1. 長沙理工大學 土木工程學院，湖南 長沙 410114；2. 湖南理工學院湖南 岳陽 414000；3. 中鐵十五局集團第二工程有限公司，上海 201713)

淺埋偏壓連拱隧道工序繁雜，雙洞開挖及支護交錯進行，引起隧道位移變形嚴重，不利于隧道的穩定。持續強降雨時，因大量地表水滲入，易導致隧道塌方、冒頂等地質災害。李地元[1]等人使用有限差分法，探討連拱隧道開挖滲流機制，并分析了深埋連拱隧道開挖后的孔隙水壓力場分布特征。于清楊[2]等人采用數值模擬進行計算，求出了地形偏壓隧道對稱位置的應力比值，提出了將拱肩處應力比作為定量，判別隧道是否偏壓的特征值。朱正國[3]等人比較了先開挖淺埋側主洞與先開挖深埋側主洞2 種開挖施工順序。采用FLAC3D有限差分軟件，計算了淺埋偏壓連拱隧道在不同開挖順序的各階段施工的隧道水平與豎向位移、中隔墻、錨桿及襯砌等支護結構的應力和變形情況。金美海[4]等人采用Ansys 軟件進行了模擬驗證，得到了偏壓坡度的變化和淺埋偏壓黃土隧道變形的分布特征。但是由于不同地區圍巖、地質情況差別較大，取得的經驗和成果尚不具指導意義。作者依托安鄉至慈利高速公路的雷家臺淺埋偏壓連拱隧道，擬利用Midas/GTS 軟件，模擬偏壓連拱隧道開挖施工過程，并與施工實際監測數據進行對比，分析隧道不同施工階段對隧道的沉降及水平位移變化規律，并指出滲流條件下偏壓連拱隧道沉降及水平位移變化較大處的分布位置。

1 流固耦合計算原理

地下水流動過程中，圍巖中的滲透力來源于圍巖與圍巖裂隙中的水，在外力作用下的摩擦擠壓，滲透力可以用孔隙水壓的積分表示[5]。Midas/GTS的滲透力效果，可利用滲流分析計算得到的孔隙水壓力表示。

根據太沙基有效應力原理，總應力σ可分為有效應力σ′和孔隙水壓力uw。高健[6]等人綜合考慮有效支護壓力和滲透力的影響，對隧道開挖面穩定性進行了分析，得到作用在隧道開挖面的支護壓力，由有效支護壓力和滲透力共同構成。孔隙水壓力可區分為穩定狀態孔隙水壓psteady和過孔隙水壓pexcess。因為水不能承受剪切應力，所以有效剪切應力與總的剪切應力相等。

2 偏壓連拱隧道數值模擬

2.1 工程概況

雷家臺隧道設計長度為235 m，最大埋深約54 m，隧道最高點與最低點的差值約為54 m。隧道縱坡為0.8%，山脊線與水平向夾角為20°～35°，山坡處于穩定狀態。隧道縱斷面示意圖如圖1 所示，隧道出入口設置于山前斜坡位置。地表覆蓋層為第四系更新統坡積碎石，下伏基巖為強風化與中風化砂質頁巖。隧道圍巖為弱自穩性，其巖性較差，處于多雨的富水地區，抗滲性差。隧道上部的承壓水，流經圍巖裂隙，滲入隧道內，同時，地下水壓力增加，圍巖裂隙貫通性，致使圍巖位移增加。經初步計算，按V 級圍巖進行設計支護。

根據凌同華[7]等人的研究成果，進行隧道支護時，應強化噴射混凝土厚度的作用，可適當的增強偏壓側連拱隧道的錨桿間距和長度。圍巖及支護力學參數見表1。

圖1 雷家臺隧道縱斷面Fig. 1 Profile view of Leijiatai tunnel

表1 隧道圍巖及支護的基本參數指標Table 1 Mechanical parameters of surrounding rock of tunnel and support

隧道開挖采用“中導洞-雙側導洞工法”的方式。首先開挖中導洞、施工初次襯砌、下部錨桿及中隔墻施工。再分別進行左(右)洞的側導洞，分上、下臺階2 次開挖，并完成初次支錨。然后施工左(右)洞主洞核心土，分上、中、下三臺階進行開挖。最后澆筑仰拱，隧道全斷面二次襯砌，采用模板臺車一次模筑。雷家臺隧道施工順序為：①→I→②→③→II→④→III1→⑤→⑥→IV1→⑦→III2→⑧→⑨→IV2，如圖2 所示。

圖2 雷家臺隧道施工順序Fig. 2 Construction sequence of Leijiatai tunnel

2.2 數值模型建立

根據實際監測斷面布置與數據采集，選取雷家臺隧道K112+665 斷面，建立模型，考慮流固耦合作用。隧道數值模擬網格劃分如圖3 所示。

圖3 偏壓連拱隧道網格劃分圖(單位：cm)Fig. 3 Grid division diagram of bias multi-arch tunnel(unit: cm)

隧道圍巖采用Mohr-Coulomb 模型，其他支護構件采用彈性模型。連拱隧道根據實際情況，每一步開挖，模擬初期錨桿支護、噴漿支護及二次襯砌的實際施作，以達到最大效果[8?11]。

2.3 隧道K112+665 斷面監測

隧道現場監測量控對隧道施工極為重要。在現場監測量控下，可以實時掌握圍巖和支護動態，并及時發布險情預報，確保施工安全。雷家臺隧道圍巖測點布置如圖4 所示。雷家臺隧道支護結構受力觀測點如圖5 所示。

圖4 雷家臺隧道圍巖測點布置方法Fig. 4 Arrangement of measurement points for Leijiatai tunnel

圖5 支護結構受力觀測點示意Fig. 5 Schematic diagram of stress observation points of support structure

3 隧道數值模擬與監測結果對比

3.1 連拱隧道實時監測結果

1) 連拱隧道左洞沉降監測

根據實際施工過程，雙側導洞開挖工法在左洞開挖中，對拱頂監測主要分為6 個階段：

多孔鉭金屬加強塊重建II、III型Paprosky髖臼骨缺損主要的并發癥發生率較低，術區感染、假體無菌性松動、髖關節脫位和血管神經損傷是較常見的并發癥，在圍手術期應該多加防范。

第一階段(1～12 d)，左、右上導洞開挖完成至下導洞開挖前，此階段產生的左洞拱頂沉降變化值，占左洞總沉降值的6.5%。

第二階段(13～22 d)，左、右下導洞開挖完成至左洞上臺階開挖前，此階段產生的左洞拱頂沉降變化值占左洞總沉降值的10.8%。

第三階段(23～40 d)左洞上臺階開挖至左洞核心土開挖之前，此階段產生的左洞拱頂沉降變化值占左洞總沉降值的24.7%。

第四階段(41～55 d)，左洞完成核心土和下臺階的開挖，并完成二次砌筑襯砌閉合，此階段產生的左洞拱頂沉降變化值，占左洞總沉降值的10.8%。

第五階段(56～75 d)，開挖至右洞核心土開挖前，此階段產生的左洞拱頂沉降變化值，占左洞總沉降值的43.5%。

第六階段(76 d～)，右洞核心土開挖，分三臺階由上至下依次開挖，隨后完成右洞二次襯砌。此階段產生的左洞拱頂沉降變化值，占左洞總沉降值的3.7%。

隧道拱頂沉降向下取正值，左洞斷面沉降曲線如圖6 所示。

圖6 ZK112+665 斷面拱頂沉降隨時間變化Fig. 6 Settlement curve of arch at the section ZK112+665

從圖6 中可以看出，23～40 d，由于上臺階開挖過程中，較嚴重的破壞了圍巖穩定性，錨噴會逐步穩定拱頂位移沉降。41～55 d，開挖過程中引起沉降，但因二次襯砌閉合成環，抑制了拱頂位移，沉降時態曲線，已成收斂趨勢。56～75 d，由于右洞上臺階的開挖，引起左洞“斷崖式”沉降位移。在右洞開挖過程中，對左洞的位移場產生擾動，使左洞沉降收斂穩定狀態遭受破壞，表明：連拱隧道位移場變化較為復雜。76 d 以后，右洞核心土分三臺階，由上至下依次開挖，圍巖隨著右洞二次襯砌的完成，其變形會趨于穩定。

2) 連拱隧道右洞的沉降監測

右洞開挖拱頂沉降分為2 個階段：

第一階段(1～20 d)為右洞開挖到核心土前，在剛開挖初期，拱頂沉降急劇增加，這是由于右洞受到左洞開挖干擾，圍巖較為破碎，右洞拱頂沉降平均值為20.3 mm，占右洞總拱頂沉降的76.6%；

第二階段(21～40 d)為右洞開挖完成，右洞拱頂沉降變化平均值為6.2 mm，占右洞總拱頂沉降的23.4%。右洞全部開挖完成后，及時閉合成拱，有利于隧道開挖穩定，整體支護結構抑制了拱頂沉降，收斂趨于穩定。右洞斷面沉降曲線如圖7 所示。

圖7 YK112+665 斷面拱頂沉降隨時間變化Fig. 7 Settlement curve of arch at section YK112+665

3) 連拱隧道斷面收斂監測

對于左洞開挖時，導洞開挖完成后，圍巖收斂變化不明顯，測線D-E 收斂值為2 mm。從 22 d 開始開挖左洞上臺階，在40 d 重新趨于收斂，范圍在5～6 mm 之間。從55 d 開始，進行左洞完全開挖，收斂變化不明顯，測線D-E 收斂變化值約1 mm。表明：左洞下臺階開挖對隧道左洞的橫向收斂有影響，具有局限性[12]。右洞上臺階開挖完成前，左洞測線D'-E' 收斂值急劇增加，之后趨于收斂。右洞開挖擾動左洞圍巖穩定性。左洞測線D-E 最終收斂值為12 mm；左洞測線F-G 周邊位移值的最終收斂值為6 mm。

右洞測線D′-E′在左洞開挖的第1～5 施工階段期間，由于右洞處于偏壓隧道深埋側，地質環境較差，圍巖上部自重大，斷面收斂最終穩定在13 mm，右洞測線F′-G′最終收斂于8 mm。K112+665 斷面周邊收斂曲線如圖8 所示。

3.2 數值計算結果

連拱隧道圍巖在考慮流固耦合作用下，進行數值模擬的變形情況如圖9,10 所示。在流固耦合作用下，圍巖受力更加復雜。在開挖過程中，隧道周邊孔隙水壓力的變化，產生孔隙水壓力差，造成滲流場的改變。

從圖9,10 可以看出，圍巖各處位移模擬分析的變形結果。從圖9 可以看出，拱頂沉降值最大處在右洞B'監測點處，其值為29.1 mm。從圖10 可以看出，最大水平收斂值在右洞測線D'-E'位置處，其值為15.2 mm。

圖8 K112+665 斷面周邊收斂隨時間變化Fig. 8 Peripheral convergence curve of K112+665 section

圖9 考慮流固耦合作用下圍巖Y 方向位移Fig. 9 Displacement of surrounding rock in Y-direction considering fluid-solid coupling

圖10 考慮流固耦合作用下圍巖X 方向位移Fig. 10 Displacement of surrounding rock in X direction considering fluid-solid coupling

從圖9,10 還可以看出，在考慮流固耦合作用下，產生的豎向圍巖位移值較大處在右洞拱頂處，隧道洞周收斂作用較大處為右洞右拱腳位置處。產生這些現象是由于左、右洞施工不對稱性及自然地形產生的偏壓效應作用的結果。

3.3 數值計算與監測結果的對比

拱頂沉降數值模擬結果與施工現場實時沉降監測數據對比，見表2。周邊收斂模擬與施工現場實時收斂數據對比，見表3。

由表2,3 可知，在考慮流固耦合作用時，現場監測內力數據和數值計算結果進行對比，隧道開挖關鍵位置的位移，有大致相同規律，即2 種方法得出的拱頂沉降值最大處都在右洞B'監測點處，最大水平收斂值都在右洞測線D'-E'位置處[13]。兩者雖在量值上有差異，但規律一致，可以得到相同的結論，并在后續施工中2 種方法可以互相補充合理應用。

表2 K112+665 斷面拱頂沉降模擬計算結果對比Table 2 Simulation results of settlement of arch in section K112+665

表3 K112+665 斷面周邊收斂位移模擬計算結果對比Table 3 Simulation results of convergence displacement around K112+665 section

4 結論

通過對監測數據進行整理和采用數值模擬方法進行計算，在考慮流固耦合作用下，對偏壓連拱隧道圍巖及支護結構的穩定性進行了分析。將拱頂沉降和圍巖收斂值的模擬值與實測值進行對比。得出的結論為：

1) 圍巖受擾動后，所產生的拱頂沉降在左、右洞之間不對稱，左洞的拱頂沉降小于右洞。中隔墻與左洞上臺階連接處、中隔墻與右洞拱腰連接部位2 處豎向位移較大。2 種方法得出的拱頂沉降值最大處都在右洞B′監測點，最大水平收斂值都在右洞測線D′-E′位置。施工要對這些位置采取強化措施，在深埋側右洞需要采用更合理的超前支護措施，加強錨噴作用或改變連接方式，優化支護，以控制和減小圍巖位移，確保施工安全。

2) 右洞上臺階開挖時，引起左洞“斷崖式”沉降位移。所以建議左洞施工開挖后，盡早完成閉合支護，加強圍巖穩定性，防止右洞開挖對左洞干擾，而造成坍塌事故。

3) 數值模擬結果與實測結果進行了對比，分析得到的規律一致。因此，在項目后續其他相似水文地質條件下，開挖施工也應考慮流固耦合作用，并將數值模擬結果在設計變更中作為重要參考，改進施工 方案。