深覆土明洞及其減載結構漸進性破壞機理模型試驗研究

卓彬，王飛陽，方勇，周凱歌，朱牧原，李盛

(1.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；2.蘭州交通大學道橋工程災害防治技術國家地方聯合工程實驗室，甘肅蘭州，730070)

我國西部山區城市周邊或內部常出現溝谷地形，溝谷走向各異，寬度大小不一。為了適應該類城市復雜的地質條件，滿足土地的連續性，采用隧道—明洞—隧道形式通過溝谷的方案開始得到應用，導致了深覆土明洞這類特殊結構的誕生。與普通明洞相比，覆土深度可達30～50 m，是一般明洞覆土深度的5倍以上[1-2]，如此大的埋深勢必導致結構所受荷載較大，襯砌易出現裂縫，導致結構失穩破壞，難以正常使用。近年來，在深覆土明洞結構力學特性方面的研究主要有：李盛等[3-4]通過數值模擬研究了高填方明洞截面內力隨覆土深度的變化規律，基于柔性減載材料的力學性質，提出了最佳減載措施。王玉鎖等[5-6]以拱形鐵路明洞工程為依托，綜合采用動力有限元、離散元和相似模型試驗的方法，研究了不同落石沖擊角度、高度、質量和速度作用下的明洞結構力學特性。徐湉源等[7-8]采用有限元模擬和現場實測的手段，研究了雙層襯砌深埋明洞的受力特性，為深埋明洞結構設計提供了參考。然而，以上分析僅考慮了彈性階段的明洞結構內力，未考慮深覆土明洞襯砌結構出現裂縫后的結構位移及內力變化規律。

國內外學者關于隧道襯砌結構力學性能及開裂破壞進行了相關研究。CHEN 等[9-10]通過建立數值模型，研究了盾構隧道中的裂縫對其在施工及使用過程中受力特性的影響。何川等[11]以實際盾構隧道工程為依托，通過相似模型試驗，研究了不同裂縫數量、寬度、深度和位置等對盾構隧道結構力學特性的影響，發現裂縫將降低襯砌整體剛度，同時結構承載力也隨之降低。GUTTLER 等[12]采用橡皮膏與高嶺土混合料模仿噴錨支護，通過離心模型試驗對隧道襯砌結構變形及破壞進行了深入研究。FUMAGALLI[13]采用模型試驗，對隧道圍巖進行了破壞性加載，研究了隧道圍巖彈塑性變形關系，發現圍巖具有非均勻性及非線彈性等特點。KASHIMA等[14]通過原型試驗，分析了矩形斷面盾構管片的變形及力學特性，揭示了不同加載參數下襯砌變形與受力情況。邱月等[15-16]通過室內相似模型試驗及數值模擬，采用聲發射技術對盾構管片的漸近性破壞機理進行了深入研究，發現第一條裂縫的產生與結構剛度相關，剛度越大，裂縫越容易出現。以上研究成果主要是對隧道襯砌力學性能和裂損破壞過程進行了研究。然而，深覆土明洞與現有隧道相比，雖然斷面尺寸相似，但在修筑方式、荷載作用等方面存在明顯差異。

鑒于此，本文作者以深覆土鐵路明洞工程為依托，采用室內模型試驗分析明洞襯砌結構聲發射數據、位移、內力和裂縫隨覆土深度的變化規律。隨后，在明洞頂鋪設與明洞等寬的EPS 板，針對明洞在深覆土作用下的開裂問題展開研究，此研究可為明洞襯砌在深覆土作用下的結構安全評估提供參考。

1 工程背景

某鐵路工程范圍內溝壑縱橫，地勢高低不平，區內大部分為荒地，人為開挖及回填現象嚴重，對工程周邊地形影響較大。對于新建的明洞工程，需要通過回填來保證線路運行條件良好。該明洞設計覆土最大深度30 m(拱頂至覆土表面)，如此大的埋深容易導致明洞受力較大，結構易出現裂縫，造成結構破壞，難以正常使用，故施工人員擬采用鋪設EPS板的措施對結構進行減載。圖1 所示為深覆土減載明洞襯砌工程示意圖。填土采用分層填筑，共填土6 層，每層5 m，明洞寬×高為12.8 m×11.8 m，明洞兩側采用邊坡支撐，是典型的溝槽式深覆土明洞工程，邊坡坡角為70°，槽寬比為1。為控制高速鐵路地基沉降，確保高鐵安全運行，采用C30混凝土修筑明洞基礎。

圖1 深覆土減載明洞襯砌工程示意圖Fig.1 Schematic diagram of high-filled cut-and-cover tunnel

2 室內模型試驗

2.1 相似關系

模型試驗作為解決巖土工程問題的一種重要途徑，具有直觀性、經濟性及可控性等優勢，能夠反映結構的實際受力狀態。本次試驗以鐵路明洞襯砌結構為對象，研究深覆土荷載、超載及EPS板減載作用下的力學行為和破壞特征。采用常重力條件下的地質力學模型試驗，根據相似第二定理(具體理論及表達式參考文獻[17-18])。原型覆土深度為30 m，模型試驗總覆土深度為1.5 m，由此可確定幾何相似比CL=20 和重度相似比Cγ=1，并將其作為基礎相似比，由相似理論可推導其余物理量相似比：泊松比、應變、摩擦角的相似比Cμ=Cε=Cφ=1，強度、應力、黏聚力和彈性模量的相似比CR=Cσ=CC=CE=20，軸力相似比CN=CσCL2=8 000，彎矩的相似比CM=CσCL3=160 000。

2.2 材料參數及相似模型

2.2.1 實際材料參數

根據實際情況中的邊坡與土體之間的摩擦，對模型試驗中的邊坡進行鑿毛處理，使其摩擦因數與實際相符。邊坡的彈性模量為4.2×103MPa，泊松比為0.30，重度為22.0 kN/m3；明洞地基的彈性模量為55.0 MPa，泊松比為0.25，黏聚力為76.0 kPa，內摩擦角為33.0°，重度為20.0 kN/m3。試驗覆土與實際工程中的覆土具有相同力學性質，其最優含水率為16.15%，最大干密度為1.59 g/cm3。為了控制試驗覆土的壓實度，采用人工夯實的方式對其預壓，確定覆土壓實度K為85%。具體材料參數如表1所示。

表1 實際材料參數Table 1 Material parameters of model test

2.2.2 模型襯砌材料參數

實體工程中邊坡與地基由混凝土材料澆筑而成，實際工程中的邊坡和地基在回填土作用下幾乎不發生變形。因此，本模型試驗不考慮邊坡和地基的影響，采用剛性較大的預制混凝土模板和C50混凝土分別模擬邊坡和地基。模型襯砌采用石膏、硅藻土等材料制備，具有混凝土材料的物理力學性能，因此，明洞模型襯砌采用石膏硅藻土模擬。通過不斷調整各組分配比，最終確定明洞襯砌相似材料質量配合比為m(水)∶m(石膏)∶m(硅藻土)=1∶1.30∶0.1。模型與原型襯砌物理力學參數如表2所示。

表2 模型與原型襯砌物理力學參數對照Table 2 Comparison of physical and mechanical parameters of cut-and-cover tunnel model with prototype material

明洞模型襯砌主筋采用直徑為1.3 mm 的鋼筋網，通過原型與模型等效抗彎剛度EI相似的方法模擬[15-16](其中，E為襯砌的彈性模量，I為襯砌截面慣性矩)，從表2 可見模型襯砌材料與原型混凝土襯砌材料的彈性模量相似，因此，只需保證襯砌截面慣性矩相似。對于矩形截面，其慣性矩計算公式為I=ba3/12(其中，b為截面寬度，a為截面厚度)。由于本模型試驗考慮的是平面應變問題，可取截面寬度b為單位1，因此，通過相似原理和截面慣性矩計算公式可確保模型與原型的抗彎剛度EI等效相似。

2.2.3 EPS板材料參數

EPS 板密度的不合理取值勢必影響其減載效果，其密度的選取主要由明洞覆土深度及溝槽坡角決定。本文參考已有研究成果，由文獻[3]可知，50 m覆土深度、70°坡角的溝槽式明洞宜選用密度為12 kg/m3的EPS板。本文所依托工程實際覆土深度最大為30 m、邊坡角度為70°，為了研究超載下結構受力及破壞過程，試驗模擬最大覆土深度達50 m，故減載材料選用密度為12 kg/m3的EPS板。

2.3 試驗設計及測試

為了模擬現場深覆土分層回填過程，在模擬箱內進行明洞回填模型試驗。利用自制模型箱(長為360 cm，寬為120 cm，高為209 cm)，按照相似比例1∶20制作明洞模型，溝槽坡角為70°，槽寬比為1，模型斷面如圖2(a)所示，明洞減載試驗模型如圖2(b)所示。

圖2 深覆土明洞相似模型試驗Fig.2 Model test of high-filled cut-and-cover tunnel

在模型試驗及數值模擬分析過程中，定義系數λ為覆土深度與明洞結構高度的比值，即λ=H/h(H為覆土深度，h為明洞高度)，以此來反映原型明洞內力、位移及開裂信息隨覆土深度的變化規律。現場明洞工程以5 m 覆土深度為一層，共計30 m，原型明洞結構高度為11.8 m。在試驗填土過程中，根據相似理論計算每層覆土深度，以25 cm厚覆土深度為一層，共計6層，模型明洞結構高度為59 cm。因此，λ取值分別為0.42，0.85，1.27，1.69，2.12和2.54。

當覆土達到設計深度150 cm時(本文的覆土深度均是指由明洞拱頂至覆土表面距離)，此時，對應的實際工程中的填土高度為30 m，系數λ為2.54。為了模擬后期明洞在超載作用下的結構漸進性破壞的過程，利用千斤頂加壓模擬后期的填土過程。在試驗過程中，分級施加用于保證平面應變的豎直方向荷載。表3所示為試驗加載工況，通過在拱頂背后埋設應變式土壓力盒獲得拱頂處土壓力，根據實測土壓力與上覆土荷載理論值得到明洞等效豎向土柱高度。為了體現超載及結構劣化等因素對明洞襯砌的影響，持續加載直至結構達到破壞失穩。為了體現EPS 板的減載效果，明洞兩側填土完成后，鋪設厚度為2 cm 的EPS 板，采用相同的試驗加載方案。

表3 試驗加載參數Table 3 Loading parameters of model test

試驗測量內容包括結構環向應變、結構位移、累計聲發射事件數，并考察明洞在超載及減載條件下的結構受力特性和破壞形態，具體測點布置如圖2(c)所示。其中，拱頂、拱肩、拱腰、邊墻頂部、邊墻底部的內外側表面各粘貼1 個環向應變片，共計18 個，同時內側安裝5 個位移傳感器。在拱頂、拱底、左右邊墻處分別布置1 個聲發射探頭。

3 試驗結果及分析

本文通過對深覆土明洞及其減載結構模型試驗結果的分析，根據累計聲發射事件曲線并結合位移和內力隨λ的曲線斜率變化，將明洞襯砌累計聲發射事件數、位移及內力隨系數λ(覆土深度與明洞高度的比值)的變化過程大致分為3個階段(平穩增長階段、快速增長階段、加速增長階段)，用于描述深覆土明洞結構漸進性破壞發展過程同時驗證EPS 板的減載效果，分析累計聲發射事件數、位移、內力的變化規律。

3.1 聲發射信息分析

聲發射作為無損檢測的常用有效手段，它能夠準確獲取明洞局部結構因損傷破壞而產生的瞬態彈性波，是反映結構失效的重要途徑。明洞襯砌結構內部的破損程度可由累計聲發射事件數反映，位移可反映結構在外荷載作用下的動態特征，根據累計聲發射事件數變化曲線和位移隨λ的變化規律，綜合分析明洞襯砌結構漸進性破壞機制。

未鋪設EPS 板的明洞襯砌在加載過程中累計聲發射事件數隨加載步變化的曲線如圖3所示。

從圖3可以看出：加載過程的累計聲發射事件數存在明顯的階段性。累計聲發射事件數在明洞襯砌結構損傷斷裂過程的不同階段表現出不同特性，結合不同階段的變化規律，對明洞的損傷斷裂機制進行分析。在每個加載段，累計聲發射事件數增長梯度越大，說明聲發射信號活度越大，明洞結構損傷發展速率越快；在每個加載階段，累計聲發射事件數越大，說明損傷發展程度越大。

圖3 明洞襯砌累計聲發射事件數變化曲線Fig.3 Variation curve of cumulative number of acoustic emission events of cut-and-cover tunnel

平穩增長階段、快速增長階段、加速增長階段分別對應明洞襯砌結構裂縫發展的3個過程，圖3 中3 個階段的劃分依據主要結合明洞襯砌結構位移、內力和裂縫隨系數λ的發展過程，明洞結構位移和內力在數值上均出現突增現象，而裂縫由開始出現到逐漸擴展再到裂縫發展到一定程度致使結構失穩破壞整個過程。由圖3 可知：當λ≤2.54時，無損明洞襯砌從開始加載至第6級荷載，平穩增長階段累計聲發射事件數較少，說明該階段明洞襯砌結構以彈性變形為主，結構局部開始產生細微裂縫，表明結構在外載作用下已產生輕微局部損傷；當λ≤3.81時，第6級荷載加載至第9級荷載，快速增長階段結構以塑性變形為主，累計聲發射事件數呈臺階狀增長且臺階梯度逐漸增大，曲線斜率相對平緩，裂縫增長速率為穩定值。表明結構在外載作用下已產生局部損傷且損傷區域逐漸擴展；當λ≤4.24，即最后一次加載時，加速增長階段累計聲發射事件數曲線斜率突然明顯增大，臺階數量明顯減少，表明結構在第10 級荷載作用下因外荷載過大而失穩破壞。

為了證明EPS 板減載的有效性，采用相同的試驗加載方案。減載明洞襯砌在加載過程中聲發射事件數隨加載步變化的曲線如圖4所示。

圖4 減載明洞襯砌累計聲發射事件數變化曲線Fig.4 Variation curve of accumulative number of acoustic emission events of lining of load reduction cut-andcover tunnel

對比分析未減載明洞襯砌結構失穩臨界點的聲發射信息，明洞上方鋪設EPS 板后，減載明洞的累計聲發射事件數在λ為2.54，3.81 和4.24 時分別減少了109.27%，55.18%和82.24%。

由圖4可知：平穩增長階段、快速增長階段分別對應減載明洞襯砌結構裂縫發展的2個過程，即裂縫開始出現和裂縫逐漸擴展；當λ≤2.97 時，減載明洞襯砌結構以彈性變形為主，結構裂縫開始出現；當λ≤4.24，即最后一次加載時，減載明洞襯砌結構以塑性變形為主，結構裂縫逐漸擴展。加載完成后，結構并未破壞，其主要原因是明洞兩側填土完成后，在明洞拱頂鋪設EPS 板，明洞上方內側土柱直接作用于EPS板，EPS板產生壓縮變形，內側土柱與兩側土柱產生錯動位移，從而形成土拱效應，部分外荷載由土拱傳遞至兩側邊坡，進而改善結構受力[1-4]。由此可知，鋪設EPS 板有助于緩減裂縫發展，避免結構因荷載過大而破壞。

3.2 襯砌結構位移

根據幾何相似比20 換算后得到的原型明洞襯砌位移隨系數λ的變化規律。明洞位移以向明洞內側變形為“+”，外側變形為“-”。

由圖5可知：當系數λ處于AB段時，明洞襯砌結構位移隨著系數λ增長雖有少量增加但變化不明顯，結構處于平穩增長階段；隨著系數λ不斷增加，BC段明洞襯砌各截面位移均呈小幅度增加趨勢，其中，拱頂、拱肩向內側變形逐步增加，拱腰、邊墻截面向外側變形逐步增加；C點之后，各關鍵點位移增速迅速增大，向明洞內、外側變形最大位置分別位于拱頂、邊墻底部截面，拱頂變形已達明洞高度的2.7%。

圖5 明洞襯砌結構位移隨系數λ的變化規律Fig.5 Variation law of displacement of cut-and-cover tunnel with coefficient λ

結合明洞襯砌結構裂縫分布圖分析可知，當λ=1.27(即覆土深度為明洞高度的1.27 倍)時，結構各截面位移仍然處于平穩增長，曲線變化平緩，這是由于拱頂出現的第一條細微裂縫對結構各截面位移幾乎沒有造成影響；當λ=2.54 時，結構各截面位移開始進入快速增長階段，拱頂裂縫和邊墻出現的多處細微裂縫對結構位移開始造成影響；當λ在2.54～3.81 之間時，該階段裂縫發展加快，同時結構各截面位移快速增加；當λ=4.24 時，結構各截面位移均達到最大值，結構體系發生轉變，明洞整體結構失穩破壞。

圖6所示為減載明洞拱頂、拱肩、拱腰、邊墻頂部、邊墻底部及仰拱襯砌結構位移隨系數λ的變化曲線，圖7 所示為減載前后明洞結構各部位(拱頂、拱肩、拱腰、邊墻頂部和邊墻底部)的位移對比。

圖6 減載明洞襯砌結構位移隨系數λ的變化規律Fig.6 Variation law of displacement of load reduction cutand-cover tunnel with coefficient λ

圖7 當λ為4.24時減載前后明洞各部位位移結果對比Fig.7 Comparison of displacement results of each point of cut-and-cover tunnel with load-reduction cut-and-cover tunnel as λ is 4.24

由圖6可知：減載明洞襯砌結構位移隨著系數λ的變化規律與未減載明洞結構位移發展初期(AB段和BC段)規律相似，當λ=2.97時，減載明洞各截面位移開始進入快速增長階段，拱頂裂縫和邊墻出現的多處細微裂縫對結構位移開始造成影響，位移和裂縫發展均處于快速增長階段。直至加載完成后，位移和裂縫均未達到加速增長階段。從圖7 可知：當系數λ為4.24 時，減載后明洞拱頂、拱肩、拱腰、邊墻頂部和邊墻底部位移分別減少20.66，15.22，8.93，11.00和8.27 cm，表明明洞頂鋪設EPS 板有助于延緩結構位移和裂縫發展，避免結構因外荷載過大而提前破壞，使結構具有更好的延性。

3.3 襯砌結構內力

混凝土襯砌在荷載超過一定范圍后，表現出明顯的非線性力學行為，這種非線性行為主要由損傷演化(微裂隙的發展、融合及貫通等)控制[19]。通過測試明洞襯砌結構(拱頂、拱肩、拱腰、邊墻頂部、邊墻底部)內外側應變，由材料力學理論和混凝土的本構關系換算成原型明洞襯砌結構內力(彎矩和軸力)，如圖8 所示，其中，彎矩以下部受拉為“+”，軸力以拉為“+”，軸力以壓為“-”。

圖8 明洞襯砌結構內力隨系數λ的變化規律Fig.8 Variation law of internal force of cut-and-cover tunnel with coefficient λ

由圖8可知：第一階段為平穩增長階段，明洞襯砌結構關鍵截面內力(軸力和彎矩)大致呈線性增加且變化緩慢，彎矩和軸力變化最大速率分別為20.59 kN·m/m 和50.08 kN/m，此階段結構整體沒有發生損傷破壞。第二階段為快速增長階段，此階段明洞內力增長速率較第一階段有一定增加，彎矩和軸力變化最大速率分別為44.00 kN·m/m 和80.95 kN/m，此時，明洞結構呈局部壓潰狀態。第三階段明洞彎矩和軸力增長有明顯突變，這可能是明洞大部分關鍵位置已破壞失穩造成的。

結合明洞襯砌結構裂縫分布圖可知，當λ=1.27時，拱頂、拱肩、拱腰、邊墻頂部和邊墻底部彎矩與軸力的比值分別為0.58，0.02，0.15，0.23 和0.29，可見拱頂受彎矩控制作用最大，明洞拱頂內側達到抗拉強度，使得明洞內側出現第一條縱向地微裂縫，出現的原因是結構內側受到較大彎矩導致張拉開裂；當λ=2.54 時，明洞邊墻頂部和底部的彎矩和軸力相近，明洞拱頂、拱肩、拱腰、邊墻頂部和邊墻底部的彎矩與軸力比值分別為0.68，0.05，0.23，0.28 和0.30，由此可知，明洞拱頂受彎矩影響最大，其次為邊墻頂部和邊墻底部，因此，明洞襯砌結構拱頂裂縫進一步擴大，隨后，邊墻多處開始出現細微地裂縫；當λ=3.81和λ=4.24 時，明洞各截面彎矩與軸力的比值進一步變大。受彎矩影響，明洞襯砌各截面裂縫進一步擴大，甚至某些部位出現局部壓潰現象，造成明洞襯砌表面應變突然變大，進而由應變反算的襯砌結構內力也突然變大，此時，明洞襯砌結構內力達到最終破壞前的峰值內力。綜上所述，明洞結構的裂縫發展與結構內力相關，且受彎矩影響最大。

在明洞頂鋪設與明洞等寬、密度為12 kg/m3、厚度為2 cm 的EPS 板，對明洞襯砌結構各位置處內力減載量及裂縫擴展過程進行研究，分析結構安全狀態。試驗結果如圖9所示。

由圖9可知：明洞襯砌結構內力減載量隨系數λ增加而增加，彎矩減載量位置由大到小依次為拱頂、拱肩、邊墻上部、拱腰、邊墻底部。軸力減載量位置由大到小依次為拱腰、邊墻頂部、邊墻底部、拱肩、拱頂。

圖9 明洞襯砌結構內力減載量隨系數λ變化規律Fig.9 Variation law of internal force load reduction of cutand-cover tunnel with coefficient λ

襯砌結構各位置內力減載量斜率呈先增大后減小的趨勢，這與EPS 板材料的應力應變關系曲線相關[2-3]。當λ≤2.97(AB段)時，減載明洞各截面內力減載量增長較快，減載效果明顯；當2.97≤λ≤4.24(BC段)時,減載明洞各截面內力減載量增長緩慢，減載明洞拱頂和邊墻出現多處細微裂縫，說明該階段EPS 板對減小結構內力和抑制裂縫發展的作用開始削弱。

3.4 結構破壞過程

從宏觀角度看，明洞襯砌結構破壞是裂縫逐步發展的過程。由上述分析可知，在相同試驗加載方式下，減載明洞裂縫并未發展至破壞。本節以未減載明洞為例，對明洞在超載作用下的裂縫發展過程進行分析。圖10和圖11所示分別為不同系數λ(覆土深度與明洞高度的比值分別為1.27，2.54，3.81和4.24)時明洞襯砌結構裂縫分布圖和明洞襯砌的裂縫分布素描圖。

圖11 明洞襯砌結構裂縫分布素描圖Fig.11 Sketch maps of distribution of cracks in cut-andcover tunnel

由圖10 和圖11 可見：當覆土深度較低時，明洞襯砌結構所受荷載及變形較小，明洞外觀無裂縫出現；隨著覆土深度不斷增加，當λ=1.27(即覆土深度為明洞高度的1.27 倍)時，明洞首先在拱頂內側出現1條細微地縱向裂縫，裂縫寬度為0.04 mm，明洞襯砌結構局部呈輕微損傷狀態，結構處于平穩增長階段；當λ=2.54 時，明洞襯砌結構邊墻多處出現細微裂縫，此時，拱頂內側裂縫呈現為貫通性細微裂縫，裂縫寬度增長至0.12 mm，結構開始進入快速增長階段；當λ=3.81 時，拱頂貫通裂縫寬度已達0.20 mm，此外，裂縫迅速蔓延，拱腰處裂縫逐步顯現，邊墻頂部出現局部小面積壓潰現象；當λ=4.24(實際覆土深度50 m)時，拱頂、拱腰和邊墻截面裂縫均為縱向貫通性縱向裂縫，拱頂裂縫寬度達0.43 mm，邊墻頂部的局部壓潰區進一步擴大，同時，拱頂內側也出現局部壓潰現象，結構整體破壞失穩。

4 結論

1)明洞襯砌結構聲發射事件數、位移、內力及裂縫隨著系數λ的變化過程大致分為3 個階段：平穩增長階段、快速增長階段、加速增長階段。在平穩增長階段，明洞襯砌結構聲發射事件數、位移和內力隨著覆土深度增長雖有少量增加但變化不明顯。隨著覆土深度增加，快速增長階段、加速增長階段的聲發射事件數、位移和內力增速較平穩增長階段均有明顯增加，這可能與明洞襯砌結構宏觀裂縫逐步發展的過程有關。

2)當覆土深度較低時(小于2.54 倍明洞高度)，襯砌結構處于平穩增長階段，明洞首先在拱頂位置出現輕微縱向裂縫，結構呈局部損傷狀態。當覆土深度為2.54～3.81 倍明洞高度時，結構進入快速增長階段，明洞襯砌結構拱頂、邊墻多處出現宏觀裂縫，此時拱頂裂縫呈現為貫通性裂縫，結構仍處于安全使用狀態。當覆土深度大于3.81 倍明洞高度時，結構進入破壞失穩階段，襯砌裂縫迅速蔓延，拱頂、拱腰和邊墻截面裂縫均為縱向貫通性縱向裂縫，結構整體破壞失穩。

3)兩側填土完成后，在明洞上方鋪設EPS板，減載明洞襯砌聲發射事件數和位移隨系數λ增加而增加，結構各位置處內力減載量斜率呈先增大后減小的趨勢。加載完成后，相對未減載明洞，位移和裂縫均未達到加速增長階段。明洞上方的EPS板有助于緩減結構位移和裂縫發展，避免結構因外荷載過大而提前破壞，減載結構具有更好的延性。