高地应力软岩隧道衬砌裂损重新施作段结构安全性分析

马召林，焦 雷，赵 爽，黄明利

(1.中铁隧道局集团有限公司勘察设计研究院，广东 广州 511458；2.洛阳矿山机械工程设计研究院有限责任公司，河南 洛阳 471039；3.北京交通大学土木工程学院，北京 100044)

0 引言

隧道衬砌裂损是隧道施工和运营过程中的常见病害之一，而在软岩地区，高地应力的成因和力学机制复杂，造成衬砌裂损的情况较多。隧道衬砌裂损直接影响隧道结构质量和施工、运营安全，如重新施作处理措施不当，可能会再次导致隧道衬砌结构失稳破坏，带来经济损失和人员伤亡。因此，对隧道衬砌裂损后重新施作的衬砌结构安全进行评价具有十分重要的意义。

国内外学者已针对高地应力软岩隧道衬砌裂损的机制和支护时机进行了许多研究，取得了一定成果。文献[1-2]基于对围岩动态演化机制的认识，从围岩控制角度出发，修正并制定新的返修方案，对围岩大变形段实施返修并取得了成功；文献[3]通过选择合理的断面形状、预留合理变形量、多重支护、适当提高衬砌刚度的柔性结构设计等方法，成功控制了隧道大变形；文献[4]针对木寨岭隧道施工过程中发生的二次衬砌开裂情况，通过现场实测和数值模拟等方法，分析了衬砌-围岩结构体系各层支护的变形受力特征和支护时机；文献[5-7]针对木寨岭隧道岭脊核心段，提出了“超前导洞应力释放+圆形4层支护结构+径向注浆+长锚杆+长锚索”综合变形控制方案；文献[8-10]结合兰渝铁路木寨岭隧道炭质板岩段的实际情况，通过超前大钻孔、超前导洞应力控制方法的现场试验，研究了2种方法的控制效果和现场实施的可行性；文献[11-12]根据现场实际采用的9个试验段来探索变形施工技术，得出高地应力软岩大变形施工应放抗结合；文献[13]结合室内蠕变试验结果，采用Burgers流变模型，分析不同流变周期内支护结构受力随时间变化的规律；文献[14]研究了衬砌结构在裂损存在状态下的受力特性，对衬砌裂损病害进行安全性评估，提出裂损病害安全性评价方法；文献[15]认为在高地应力软岩大变形地段，设计施工可将二次衬砌作为部分承载结构，合理安排支护结构施作时机，提高初期支护和二次衬砌安全性。

上述文献对围岩变形机制、隧道大变形控制、衬砌结构裂损后受力状态等进行了研究，但对高地应力软岩隧道衬砌裂损后重新施作结构的安全性研究仍不完善，加之地质岩体状况复杂多变，到目前为止，对高地应力软岩衬砌结构裂损的控制方法尚不成熟。随着西部地区经济发展的需求，将会修建越来越多的高地应力软岩隧道，类似的问题还会出现。针对以上情况，本文结合兰渝铁路木寨岭隧道设计、施工情况，通过数值模型计算，结合衬砌结构监测数据，分析围岩和衬砌结构的受力变形情况，对衬砌裂损重新施作后结构的安全性进行评价，并给出合理的工程对策，进而指导现场施工。

1 工程概况

兰渝铁路是一条重要的南北通道铁路，于2009年动工，2017年通车，历时8年，施工难度巨大。其中木寨岭隧道地应力极高、围岩强度低、断层分布、围岩后期流变性强，施工现场支护结构频繁出现“支了坏，坏了拆，拆了再支”的情况，衬砌裂损严重，导致工期一再延后。

木寨岭隧道衬砌裂损段位于由F14、F14-1、F14-2 3条断层组成的断层带，断层带影响长度左右线合计1 876 m。该段隧道埋深580～720 m，地层岩性主要为二叠系薄层状炭质板岩，断层为挤压性断层，受构造影响严重，褶皱发育，产状凌乱、无规律，节理、裂隙发育，岩体破碎。开挖揭示岩层陡倾，走向与洞轴线大致平行，呈层状、碎石、角砾状结构，石质软硬不均，局部可见石英团块呈粉末状，综合判定为Ⅴ级软岩。经现场实测，最大水平地应力为24.95～27.16 MPa，岩石强度应力比为0.49，根据GB 50218—2014《工程岩体分级标准》规定，为极高地应力。在隧道进入F14断层带施工后，初期支护变形极大，造成初期支护失效并反复拆换，二次衬砌裂损严重，施工进展极为缓慢。

2 衬砌裂损重新施作段施工情况及支护参数

2.1 施工情况

衬砌裂损段拆除前采用三台阶法施工，上台阶高3.5～4 m，长5 m；中台阶高4～5 m，长7 m；下台阶高4～5 m，长4～5 m。仰拱开挖深度为2.68 m，距上台阶35 m。

衬砌裂损重新施作主要工序如下：在衬砌拆除与非拆除段的交界位置加固—拱墙衬砌进行径向注浆围岩加固，然后进行临时洞渣回填反压—拆除上台阶原有二次衬砌及初期支护—扩挖并施作上台阶第1层初期支护—拆除中台阶原有二次衬砌及初期支护—扩挖并施作中台阶第1层初期支护—施作上、中台阶第2层初期支护—拆除下台阶原有二次衬砌及初期支护—扩挖并施作下台阶第1、2层初期支护—拆除仰拱填充层及初期支护—扩挖并施作仰拱—施作拱墙第3层初期支护—施作拱墙衬砌。

2.2 支护参数

高地应力软岩隧道衬砌裂损重新施作段衬砌拆除前后支护参数见表1。

表1 隧道衬砌裂损重新施作段衬砌拆除前后支护参数Table 1 Support parameters of reconstruction section of lining cracking before and after lining dismantling

3 衬砌裂损重新施作段结构安全性分析

3.1 衬砌裂损重新施作段结构受力监测结果分析

为研究衬砌裂损重新施作段结构受力变形特征，选取DYK180+895段作为结构受力变形监测断面。

3.1.1 拆换后支护结构变形分析

拆换后支护结构变形值见表2，由表2可知：1)衬砌拆换后各层变形整体较小，第1层支护拱顶沉降为86 mm，上台阶收敛为180 mm，下台阶收敛为18 mm；第2层支护拱顶沉降为60 mm，上台阶收敛为168 mm，下台阶收敛为205 mm；第3层支护拱顶沉降为9 mm，上台阶收敛为15 mm，下台阶收敛为17 mm；其中第2层支护由于量测时间较长，因此累计变形最大；2)从变形速率看，随着支护的不断加强，变形速率整体呈现不断减小，其中，第1层支护拱顶沉降速率为8.6 mm/d，上台阶收敛速率为18 mm/d；第2层支护拱顶沉降速率为4.2 mm/d，上台阶收敛速率为12.9 mm/d；第3层支护施作后，变形速率均控制在1.4 mm/d以内。表2结果说明：随着支护强度的提高和支护结构多次拆换，围岩应力得到了释放，隧道变形得到了有效的控制。

表2 DYK180+895断面衬砌拆换后支护结构变形值Table 2 Deformation of lining of section DYK180+895 after lining dismantling

为揭示衬砌裂损重新施作段结构整体变形情况，选取典型断面DYK180+895进行监测，得到变形历时曲线如图1所示。由图1可知：拆换后各层支护变形整体较小，其中第2层因监测时间较长，累计变形最大；随着支护的不断加强，变形速率不断减小，第3层支护施作后，变形速率已趋于稳定。

图1 DYK180+895断面变形历时曲线(2016年)Fig.1 Time-history curves of section DYK180+895 (in 2016)

3.1.2 接触压力

现场结构受力监测结果如表3和图2所示。由表3和图2可知：1)接触压力由外向内逐渐减小，其中第1层支护接触压力最大，平均为1 370.1 kPa，第2层支护接触压力平均为382.5 kPa，第3层支护接触压力平均为495.3 kPa，二次衬砌上的接触压力最小，平均为20 kPa；随着接触压力传递，支护结构各位置的接触压力大体呈现不断减小的趋势；2)经计算，第1层支护承担了60.4%的围岩压力，第2层支护承担了16.8%的围岩压力，第3层支护承担了21.8%的围岩压力，二次衬砌承担了1.0%的围岩压力；前3层支护几乎承担了所有的围岩压力，这符合隧道设计中衬砌作为安全储备的理念；3)通过层层支护、分层抵抗的方法来逐渐降低衬砌受力，保证了衬砌结构的安全。

表3 DYK180+895断面接触压力统计Table 3 Statistics of contact pressure of section DYK180+895 kPa

3.1.3 二次衬砌钢筋应力

二次衬砌内外侧钢筋应力监测数据如图3—4所示。由图可知：DYK180+895断面二次衬砌钢筋大部分受压，最大应力为33.15 MPa，钢筋应力整体较小，增长趋势不明显。

3.1.4 二次衬砌混凝土应力

二次衬砌内外侧混凝土应力监测数据如图5—6所示。由图可知：DYK180+895断面二次衬砌混凝土应力整体受压，趋于稳定后的最大压应力为7.40 MPa，为C35混凝土轴心抗压强度设计值(16.7 MPa)的44.3%，结构安全，二次衬砌混凝土应力无明显增长趋势。

图2二次衬砌裂损拆除段第一层支护接触压力分布图(单位：kPa)

Fig.2 Distribution of contact pressure of first layer support at secondary lining cracking dismantling section (unit: kPa)

图3 DYK180+895断面二次衬砌内侧钢筋应力历时曲线Fig.3 Time-history curves of reinforcement stress inside secondary lining at section DYK180+895

图4 DYK180+895断面二次衬砌外侧钢筋应力历时曲线Fig.4 Time-history curves of reinforcement stress outside secondary lining at section DYK180+895

3.2 衬砌裂损重新施作前后结构受力数值计算结果分析

为研究高地应力软岩隧道衬砌裂损重新施作段结构安全性，利用FLAC3D软件进行数值模拟，对比衬砌拆除前后支护结构受力情况。

3.2.1 数值计算模型及参数取值

隧道开挖净空高12 m，宽10.5 m，计算模型尺寸为100 m×70 m×100 m(长×宽×高)。围岩和初期支护采用实体单元模拟，衬砌结构采用壳单元模拟，围岩服从Mohr-Coulomb屈服准则。在模型前后左右面施加水平约束，模型底面施加竖向约束，模型顶面不施加约束。模拟的衬砌裂损段属于深埋隧道，将覆土换算成附加荷载，其等效地应力为11.3 MPa(上覆岩层的平均加权容重取20 kN/m3，上覆岩层总厚度取565 m)，方向竖直向下，侧压力系数取1.8，模型如图7所示，围岩、支护结构参数取值见表4—6。

图5 DYK180+895断面二次衬砌内侧混凝土应力历时曲线Fig.5 Time-history curves of concrete stress inside secondary lining at section DYK180+895

图6 DYK180+895断面二次衬砌外侧混凝土应力历时曲线Fig.6 Time-history curves of concrete stress outside secondary lining at section DYK180+895

(a) 整体图

(b) 局部图

图7计算模型
Fig.7 Calculation model

表4 围岩参数Table 4 Parameters of surrounding rock

表5 支护结构计算参数Table 5 Calculation parameters of support structure

注：计算参数采用等刚度加权平均的方法进行换算。

表6 锚杆计算参数Table 6 Calculation parameters of bolt

3.2.2 衬砌拆换前结构受力变形数值计算分析

为减小边界效应的影响，选取模型中间位置处计算结果进行分析。

3.2.2.1 衬砌拆换前支护结构位移

施工阶段各开挖步骤下支护结构拱顶沉降和水平收敛数值见表7。由表7可知：衬砌拆换前拱顶最大沉降为363 mm，最大水平收敛为794 mm。其中拱顶处：上台阶开挖完成后，支护承担变形量占比为72%；中台阶开挖完成后，支护承担变形量占比为22%；下台阶开挖完成后，支护承担变形量占比为6%。水平收敛处：上台阶开挖完成后，支护承担变形量占比为75%；中台阶开挖完成后，支护承担变形量占比为15%；下台阶开挖完成后，支护承担变形量占比为10%。

表7 各开挖步骤下支护结构拱顶沉降及水平收敛统计Table 7 Statistics of crown top settlement and horizontal convergence under different excavation steps mm

3.2.2.2 衬砌拆换前支护结构应力

衬砌拆换前结构主应力云图如图8所示。由图可知：二次衬砌最小主应力为-24.46 MPa，位于仰拱处，二次衬砌处于受压状态；二次衬砌最大主应力较小，约为0，说明二次衬砌结构完全处于受压状态。二次衬砌所受最大压应力为24.46 MPa，已超出混凝土轴心抗压强度标准值(16.7 MPa)，说明二次衬砌结构已被压坏。

(a) 最小主应力

(b) 最大主应力

3.2.3 衬砌拆换后结构受力变形数值计算分析

3.2.3.1 衬砌拆换后支护结构位移

衬砌拆换后支护结构位移云图如图9所示。由图可知：隧道衬砌拆换完成后拱顶最大沉降为90.7 mm，水平收敛最大为271.1 mm，与拆换前相比无论是拱顶沉降还是水平收敛都有了大幅度减小。

(a)水平方向

(b)竖直方向

3.2.3.2 衬砌拆换后支护结构应力

衬砌拆换后支护结构主应力云图如图10所示。由图可知：二次衬砌最小主应力为-4.55 MPa，位于拱顶及仰拱处，二次衬砌处于受压状态；二次衬砌最大主应力较小，几乎为0，说明二次衬砌结构完全处于受压状态。二次衬砌所受最大压应力为4.55 MPa，未超出混凝土轴心抗压强度标准值。

(a) 最小主应力

(b) 最大主应力

3.2.4 衬砌拆换前后结构应力对比分析

衬砌拆换前最大压应力为24.46 MPa，衬砌拆换后衬砌最大压应力为4.54 MPa，最大压应力下降了81%，说明拆换后衬砌结构受力明显减小，因而衬砌安全储备得到极大提高。

3.3 衬砌裂损重新施作前后结构安全评价

3.3.1 二次衬砌安全评价方法

本文按照《铁路隧道设计规范》中对二次衬砌安全系数的要求对二次衬砌进行评价。对于二次衬砌的安全系数，可分为抗压安全系数和抗拉安全系数，一般情况下只考虑抗压安全系数。可以根据材料的极限强度计算出偏心受压构件的极限承载力Nu，然后与实际内力N相比，得出截面的抗压(或抗拉)强度安全系数K并与规范规定的安全系数[K]比较，见式1。

(1)

3.3.2 衬砌拆换前支护结构受力数值计算分析

衬砌拆换前结构内力如图11所示。由图可知：二次衬砌整体所受弯矩较小，最大为43.22 kN·m，表现为内侧受拉；二次衬砌整体所受轴力较大，其中仰拱处所受轴力最大为16 589 kN。根据二次衬砌安全系数计算方法，对二次衬砌各位置各单元安全性进行检验，二次衬砌各单元安全系数计算结果见表8。

(a) 轴力云图(单位：N)

(b) 弯矩云图(单位：N·m)

表8 二次衬砌安全系数Table 8 Safety factors of secondary lining

由表8可知：二次衬砌结构各位置安全系数均小于规范中要求值，其中拱顶、仰拱位置安全系数小于1，说明二次衬砌实际承受轴力已超出其极限承载能力，二次衬砌已经破坏，这与实际工程中二次衬砌拱顶裂损、仰拱隆起的现象相符。

3.3.3 衬砌拆换后支护结构受力数值计算分析

衬砌拆换后结构内力图如图12所示。由图可知：衬砌结构整体所受弯矩较小，最大为17.74 kN·m，表现为内侧受拉；衬砌结构整体所受轴力在1 252～5 399 kN，其中拱顶、仰拱处所受轴力较大，其余位置所受轴力较小。根据结构安全系数计算方法，对衬砌结构各位置各单元安全性进行检验，各单元安全系数计算结果见表9。

(a) 轴力云图(单位：N)

(b) 弯矩云图(单位：N·m)

表9 衬砌结构安全系数Table 9 Safety factors of lining structure

由表9可知：衬砌各位置皆由抗压控制，各位置安全系数均处于3.3～8.1，均大于规范中要求值，说明衬砌结构处于安全状态。

4 结论与建议

1)衬砌裂损段重新施作后，各层支护结构累计变形最大值为205 mm，变形速率不断减小，第3层支护施作后，变形速率已趋于稳定，缩短各工序时间、及时施作各层支护结构是变形控制的关键；接触压力由外向内逐渐减小，前3层支护几乎承担了所有的围岩压力，通过层层支护、分层抵抗的方法来逐渐降低衬砌受力，保证了衬砌结构的安全。

2)衬砌裂损段重新施作后，趋于稳定后的衬砌结构混凝土最大压应力为7.40 MPa，为C35混凝土轴心抗压强度设计值44.3%；衬砌结构最大钢筋应力为33.15 MPa，且混凝土应力和钢筋应力增长趋势均不明显。数值模拟结果显示，衬砌各位置安全系数均处于3.3～8.1，均大于规范中要求值，说明结构处于安全状态。

3)本文仅对高地应力软岩隧道衬砌裂损重新施作段结构在施工阶段的安全性进行了研究，后续建议分析运营期衬砌裂损重新施作段结构受力变形监测数据，评价其安全性。