大斷面公路隧道二次襯砌受力特性模型試驗

伍　超， 黃　磊， 陳中天， 方　勇

(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)

0　引言

我國西部多山，為了滿足高速公路對線路和坡度的要求，隧道已成為高速公路越嶺的最優(yōu)方案[1]。隨著客貨運量的增加和隧道設計施工技術的進步，近年來越來越多的高等級高速公路通過以前認為的“工程禁區(qū)”?，F(xiàn)代高速公路隧道正向著大斷面、長距離、大埋深方向快速發(fā)展[2]。

西部山區(qū)地質條件復雜，修建深埋大斷面隧道工程極易引發(fā)塌方、涌水突泥、巖溶塌陷和瓦斯爆炸等工程事故[1]，主要原因是對此類隧道襯砌結構受力認識不足。國內(nèi)學者對大斷面隧道工程中可能遇到的問題進行了系統(tǒng)研究，并取得了豐碩成果。文獻[3-5]對大斷面隧道受力、隧道斷面結構、施工方法及施工技術等進行了研究，并應用于工程實際；文獻[6-9]采用模型試驗、理論研究和數(shù)值模擬等手段，對巖溶富水地層下襯砌外水壓力和結構力學特征進行研究；文獻[10-12]采用現(xiàn)場測試和數(shù)值模擬手段對二次襯砌結構以及不同級別圍巖條件下初期支護、二次襯砌間的接觸壓力等問題進行了研究，分析了襯砌結構的受力特性及二次襯砌設計。

綜上，已有對隧道襯砌受力的研究，采用的手段主要為現(xiàn)場測試和數(shù)值模擬，且研究結果尚不統(tǒng)一。因此，本文采用模型試驗，對運營期大斷面隧道襯砌結構的受力特征做進一步研究。事實上，隨著隧道開挖斷面的擴大和埋深的增加，襯砌受力已經(jīng)發(fā)生了從量變到質變的轉化。因此研究支護結構受力，特別是二次襯砌受力，對于隧道設計和長期運營都有積極的意義?；诖?，本文以重慶雙碑隧道工程為背景，通過模型加載試驗模擬隧道在運營過程中承受的圍巖壓力，對隧道二次襯砌的受力、變形和破壞特性進行研究。

1　工程背景

依托工程位于重慶市沙坪壩區(qū)雙碑，為西部新城聯(lián)系江北區(qū)及北部新區(qū)的城市快速主干道。工程全長4 373 m，雙向6車道，線路中線間距為20 m，隧道埋深普遍超過200 m。隧道主體穿越觀音峽背斜，沿線地層以泥質巖和砂巖為主。受背斜構造力作用影響，局部地層節(jié)理裂隙發(fā)育，隧道穿越地層涵蓋Ⅲ—Ⅴ級圍巖。其中左線隧道Ⅲ、Ⅳ、Ⅴ級圍巖段占左線總長的比例分別為40.1%、43.7%、16.2%。本文主要針對Ⅳ級圍巖段3車道和加寬帶2種斷面襯砌結構的受力情況進行研究，斷面設計參數(shù)如圖1所示。

2　模型試驗

2.1　相似關系及試驗材料配制

2.1.1相似關系

試驗研究加載壓力作用下襯砌結構的受力變形規(guī)律，屬于地質力學模型試驗范疇，試驗以力學相似為準則。根據(jù)相似第二定理，彈性力學模型相關參數(shù)表達式[13-14]為：

(1)

選擇體力X和幾何尺寸L作為基本量綱，定幾何相似比CL=30，容重相似比Cγ=1。由于應變、泊松比為量綱一的量，相似比為1。相似準則為：

(a) 3車道

(b) 加寬帶

(2)

根據(jù)式(2)得到其余各物理參數(shù)的相似比：CE=Cσ=Cc=30；CN=27 000(軸力相似比)；CM=810 000(彎矩相似比)。

2.1.2試驗材料配制

2.1.2.1圍巖配制

依托工程試驗段圍巖級別為Ⅳ級，其參數(shù)選取結合雙碑隧道地質勘查資料和JTG D70—2004《公路隧道設計規(guī)范》。圍巖模擬的控制參數(shù)為彈性模量E、容重γ、泊松比μ、黏聚力c和內(nèi)摩擦角φ。圍巖模擬以河沙為基材，通過添加一定比例的石英砂、機油、粉煤灰和松香酒精溶液配制而成。圍巖的彈性模量和泊松比通過壓縮試驗獲得，容重由環(huán)刀取樣測量密度獲得，黏聚力和內(nèi)摩擦角由直剪試驗獲得，試驗如圖2所示。通過調節(jié)石英砂、機油、粉煤灰和松香酒精溶液的加入比例，多次進行壓縮試驗和直剪試驗，直到獲得期望的物理力學參數(shù)。最終獲得的圍巖的各項物理參數(shù)和配比如表1和表2所示。

(a) 壓縮試驗　 　　　　　　　　　　(b) 直剪試驗

項目γ/(kN/m3)E/GPaμc/MPaφ/(°)原型　21～2330.3～0.35233～41模型　210.10.310.0638相似比1301301

表2　圍巖材料配比(質量比)

2.1.2.2襯砌模擬

實際工程初期支護由錨桿、型鋼支撐、鋼筋網(wǎng)和噴射混凝土構成，二次襯砌主要由二次襯砌鋼筋和模筑混凝土構成。模型試驗對初期支護鋼支撐和噴射混凝土以及二次襯砌主筋和模筑混凝土分別進行了模擬。鋼支撐的模擬以抗彎剛度(EI)相似為準則，采用φ1.96 mm和φ2.34 mm的鐵絲模擬型鋼支撐。二次襯砌鋼筋的模擬通過抗拉剛度(EA)相似模擬，模型試驗采用φ0.81 mm和φ0.91 mm的鐵絲模擬二次襯砌主筋?；炷敛捎盟褪喙柙逋羴砟M，為確定材料配比以及對應的彈性模量和抗壓強度，進行了一系列的單軸抗壓強度試驗，如圖3所示。試驗結果如表3所示。

雙碑隧道初期支護采用C25混凝土、二次襯砌采用C30混凝土，參數(shù)如表4所示。根據(jù)表3的結果，當3種材料的質量比為2∶1∶0.2時，模型材料的彈性模量和抗壓強度與噴射混凝土原型基本滿足相似關系；當這3種材料的質量比為1.9∶1.0∶0.4時，二次襯砌模型材料的彈性模量基本滿足相似比，而抗壓強度則為理論值的2倍。

(a) 試件　　　　　　　　　　　(b) 壓縮試驗

試驗序號材料配比水石膏硅藻土彈性模量/GPa抗壓強度/MPa1210.10.840.3652210.20.7320.5653210.30.750.874210.40.9051.3255210.51.111.3162.110.40.951.04572.210.40.730.86582.310.40.6950.8191.910.41.1251.43101.810.41.131.47112.410.40.630.61

表4　襯砌力學參數(shù)

試驗最終確定的襯砌模型材料及厚度如表5所示。

為保證試驗中二次襯砌強度能夠達到試件強度，二次襯砌模型采用預制方法制作。限于試驗加載設備尺寸，模型高度設計為0.3 m，模型如圖4所示。

2.2　試驗加載裝置

試驗在西南交通大學專門研制的主動加載臥式試驗臺架上進行。試驗臺尺寸為5.44 m×5.34 m×2.4 m，試體尺寸為3.0 m×3.0 m×0.3 m。試體置于4塊25 mm厚的錳鋼蓋板之間，下部采用厚約80 cm的混凝土作為剛性體約束，上部用箱梁蓋板約束。為保證試體在整個加載過程都處于平面應變狀態(tài)，在蓋板上配置6臺試驗用液壓千斤頂，并通過豎向反力梁提供支反力。試驗臺架如圖5所示。

表5　襯砌模型材料及厚度

(a) 3車道　　　　　　　　　　　(b) 加寬帶

圖5　模型加載裝置

圍巖壓力通過四周8臺(每邊2臺)試驗用液壓千斤頂獲得，加載精度≥98%，加載能力為60 t。整個加載過程由數(shù)字控制臺控制，壓力的傳力路徑為千斤頂—荷載分配梁—圍巖。為減少圍巖與鋼板之間的摩擦，事先在與圍巖接觸鋼板上涂刷潤滑油，并將聚乙烯塑料膜置于兩接觸面之間，最大程度降低側摩阻力對傳力效果的影響。

2.3　試驗加載

試驗加載步驟如下：

1)加載，固結圍巖；

2)開挖隧道輪廓線內(nèi)的土體，施作初期支護；

3)待初期支護達到預期強度后(約8 h)，將預制好的二次襯砌放入開挖好的隧道內(nèi)，并在二次襯砌外圍包裹1層PE防水塑料布，以實現(xiàn)對防水層的模擬；

4)逐級施加千斤頂壓力，并保證加壓過程側壓力系數(shù)為0.45(取現(xiàn)場勘查設計資料建議值)。

為保證傳力充分，每級加載后都穩(wěn)定5～10 min再進行下級加載。模型加載至二次襯砌裂縫明顯增多、變形急劇增大時，認為二次襯砌己經(jīng)失效，對試體卸載，試驗結束。

2.4　測量項目

模型試驗主要對加載過程中二次襯砌內(nèi)力及變形進行了量測。

2.4.1二次襯砌內(nèi)力量測

通過在二次襯砌模型內(nèi)外表面12對測點位置粘貼電阻120 Ω、靈敏系數(shù)2.08的應變片測量應變，二次襯砌內(nèi)力由式(3)和式(4)計算得出。為減小邊界效應對測試效果的影響，選取隧道縱向中間斷面作為目標斷面粘貼應變片，應變片布置如圖6所示。

(a) 3車道

(b) 加寬帶

(3)

(4)

式中：b為襯砌截面寬度；h為襯砌厚度；E為襯砌彈性模量；ε1、ε2分別為應變片測得的襯砌內(nèi)、外表面應變；N、M分別為計算得到的軸力和彎矩。

2.4.2二次襯砌變形量測

試驗采用精度為0.01 mm的差動式數(shù)顯位移計分別對二次襯砌內(nèi)表面拱頂、左右拱肩、左右邊墻和仰拱的變形進行了實時量測，并對加載過程中二次襯砌裂縫發(fā)展情況進行觀察記錄，位移計布置如圖7所示。

(a) 位移計

(b) 位移計布置示意圖

3　試驗結果分析

利用前文提到的加載裝置，相關學者進行過較多的模型試驗[6-9]，已有了很好的經(jīng)驗積累。針對本文的研究，共進行了2組試驗，2組試驗結果均較為理想，且規(guī)律類似，本文選取其中1組結果進行論述。

3.1　二次襯砌內(nèi)力

由于在試驗過程中不可忽略邊界摩擦的作用，邊界壓力傳至襯砌時會有一定程度的衰減。模型試驗時通過在初期支護背后埋設一定量的應變式土壓力盒，對傳力效果進行了校正。土壓力量測結果顯示，在該加載方式下，拱頂處土壓力約為仰拱處的1/3，左右邊墻處土壓力的平均值約為拱頂和仰拱處土壓力平均值的1/2，這和加載側壓力系數(shù)(0.45)較接近。因此，模型試驗以拱頂和仰拱處土壓力的平均值作為襯砌承受的豎向圍巖壓力，以左右邊墻處土壓力的平均值作為襯砌承受的水平圍巖壓力。基于上述說明，為方便敘述，后文中所述壓力均為豎向圍巖壓力。

3.1.1二次襯砌軸力

不同圍巖壓力作用下，二次襯砌軸力分布如圖8所示，圖中所示圍巖壓力及軸力為通過相似關系換算到實際工程中的數(shù)值(下同)。從圖8可看出： 3車道二次襯砌能夠承受的最大圍巖荷載(襯砌出現(xiàn)第1條裂縫所對應的前一級圍巖壓力)為405.2 kPa，為設計荷載210.86 kPa的1.92倍。加寬帶二次襯砌能夠承受的最大豎向荷載為640.9 kPa，為設計荷載229.997 kPa的2.79倍。說明按現(xiàn)行規(guī)范設計的襯砌結構，在不考慮外界環(huán)境對襯砌耐久性影響的情況下，襯砌結構安全，開挖斷面越大，現(xiàn)行設計越保守，襯砌安全儲備越高。當加載壓力較小時，二次襯砌軸力較小，軸力分布較均勻。隨著作用在襯砌結構上荷載的增加，3車道軸力分布變成“鐘型”，拱腳和仰拱處軸力明顯增加，加寬帶拱肩、拱腰、邊墻處軸力也明顯增加，軸力分布均勻性變差?？梢姡S著作用在襯砌結構上的圍巖壓力的增加，襯砌結構承受軸力整體增大，但分布均勻性變差，結構破壞主要是由襯砌局部受力過大引起。

(a) 3車道

(b) 加寬帶

為比較各測點位置處軸力變化的差異，作出二次襯砌右半部分各測點軸力隨豎向圍巖壓力的變化曲線,如圖9所示。從圖9可看出: 2種斷面二次襯砌軸力基本都為負值(受壓)，襯砌軸力隨圍巖壓力的增大而增大，且增加的速率越來越快(曲線越來越陡)。3車道拱肩軸力變化平緩，加寬帶拱肩軸力變化曲線則較陡，且軸力量值大，說明開挖斷面大小對拱肩受力有一定影響，斷面越大，拱肩承受軸力越大。加寬帶邊墻處的軸力在圍巖壓力超過485 kPa后快速增加，拱腳軸力增加則較3車道平穩(wěn)，說明隨著開挖斷面擴大，最大軸力出現(xiàn)的部位和量值均發(fā)生了改變。從加載后期軸力量值看，3車道二次襯砌最危險的部位為仰拱和拱腳，加寬帶則為拱肩、仰拱和邊墻，結合圖8可以看出，隨開挖斷面擴大，軸力控制截面增多，軸力分布越不均勻，對設計施工要求越高。

(a) 3車道

(b) 加寬帶

3.1.2二次襯砌彎矩

不同圍巖壓力作用下，二次襯砌彎矩分布如圖10所示。從圖10可看出： 3車道和加寬帶二次襯砌的彎矩分布形狀均類似“蝴蝶型”，在加載壓力較小時，襯砌彎矩分布較均勻，隨加載壓力增加，拱腳和仰拱處彎矩明顯增大，彎矩分布均勻性變差。相對于3車道斷面，加寬帶斷面二次襯砌拱頂處正彎矩加大，仰拱正彎矩減小，襯砌左右邊墻及拱腰處負彎矩量值較3車道明顯增加。

列出襯砌開裂前2種斷面左邊墻、左拱腳、仰拱、右拱腳、右邊墻、拱頂?shù)淖畲髲澗?，如?所示。從表6可看出： 開挖斷面擴大后，襯砌承受彎矩水平整體提高，拱腳、邊墻受彎最明顯。從彎矩相對大小看，3車道拱頂與仰拱彎矩比為0.25，加寬帶為0.62； 3車道左拱腳、仰拱、右拱腳彎矩比為1∶1.06∶1.59，加寬帶為1∶0.34∶0.59。因此，隨開挖斷面擴大，拱頂和仰拱彎矩差異在減小，兩拱腳與仰拱彎矩分布不均勻性增加。

(a) 3車道

(b) 加寬帶

位置最大彎矩/(kN·m)加寬帶3車道2種斷面最大彎矩比左邊墻-1 981.5-370.25.35左拱腳3 837.8-1 586.42.42仰拱　1 309.81 754.70.75右拱腳-2 281.8-2 524.70.90右邊墻-2 263.0-1 060.92.13拱頂　817.6442.91.85

作出二次襯砌右半部分各測點位置處的彎矩隨圍巖壓力的變化曲線，如圖11所示。從圖11可以看出： 2種斷面各測點位置的彎矩隨圍巖壓力的增加呈現(xiàn)出增大的趨勢。彎矩變化最快、量值最大的測點均為仰拱和右拱腳。3車道除仰拱和右拱腳外，其余測點彎矩隨圍巖壓力的變化曲線變化平緩，加寬帶彎矩變化曲線則較陡，彎矩量值增加較明顯。從彎矩增加速度看，加寬帶和3車道仰拱中部彎矩增加快慢基本相同，但加寬帶拱腳和邊墻彎矩在加載后期增加速度明顯比3車道快。說明開挖寬度對拱腳和邊墻彎矩影響較大，開挖寬度越大，拱腳和邊墻受彎越明顯，外荷載作用下彎矩增加速度越快，襯砌越容易發(fā)生破壞，對隧道長期運營越不利。

(a) 3車道

(b) 加寬帶

3.1.3偏心距

襯砌結構在較大的軸力和彎矩作用下可能會發(fā)生材料破壞，在軸力和彎矩共同作用下還會發(fā)生失穩(wěn)破壞。偏心距(彎矩/軸力)是描述結構失穩(wěn)的最重要依據(jù)，作出2種截面結構偏心距隨加載壓力的變化曲線，如圖12所示。

從圖12可看出： 3車道控制截面偏心距隨圍巖壓力的增大而減小，加寬帶偏心距隨圍巖壓力的增大趨于一個范圍，較加載初期，最大偏心距呈降低趨勢。從結構破壞前襯砌偏心距量值看，加寬帶邊墻和拱腳位置處偏心距較其他控制截面處大，整體偏心距量值也大于3車道。說明斷面越大，拱腳和邊墻處襯砌在外荷載作用下越容易受拉破壞。

3.2　二次襯砌變形

結構內(nèi)力是造成結構破壞的直接原因，結構變形則宏觀地反映了結構的受力情況。模型試驗時通過在二次襯砌內(nèi)表面安裝位移計(見圖7)，對加載過程中二次襯砌變形進行測量，由相似關系換算到實際工程，結果如圖13所示。

(a) 3車道

(b) 加寬帶

(a) 3車道

(b) 加寬帶

由圖13可看出： 3車道和加寬帶各測點的變形-圍巖壓力曲線近似為“喇叭型”。在加載過程中，仰拱、拱頂向隧道內(nèi)變形(位移為正)，邊墻向隧道外變形(位移為負)，襯砌總體變形趨勢為豎向擠壓和橫向伸張，變形形態(tài)與二次襯砌彎矩分布較一致。從圖中也可看出，2種斷面變形量值最大，發(fā)展最快的位置都位于仰拱，其次是邊墻和拱頂。故在實際運營過程中，應加強對拱頂和邊墻處襯砌變形的監(jiān)測。

由于二次襯砌變形隨圍巖壓力的變化呈現(xiàn)先慢后快(曲線斜率增加)的規(guī)律。理論上存在一個加載壓力的閾值點，在該點處，結構能夠承受較大圍巖壓力，襯砌變形小，結構不開裂，并具有較高的安全儲備，能夠滿足長期運營要求，實際工程中可以以此作為監(jiān)測控制上限。

3.3　二次襯砌裂縫

地下結構一般要求在無裂縫或少裂縫情況下工作。由于隧道襯砌結構大部分位于地下水位以下，襯砌開裂會造成鋼筋銹蝕，直接降低結構承載力，銹脹作用還會在襯砌結構內(nèi)部產(chǎn)生附加應力，對隧道長期運營不利。模型試驗時對加載過程中裂縫的發(fā)展情況進行了實時記錄，結果如表7所示。

表7　裂縫記錄

注：X表示水平圍巖壓力；Y表示豎向圍巖壓力。

從表7可看出: 3車道和加寬帶二次襯砌各部位開裂先后順序不同，3車道最先開裂的部位為拱頂(受拉破壞)，加寬帶最先開裂的部位為仰拱中部內(nèi)弧面(受拉破壞)。從襯砌承受圍巖壓力看，加寬帶襯砌開裂荷載跨度大，襯砌開裂持續(xù)時間長。說明隨著開挖斷面的不斷擴大，二次襯砌的破壞機制和形式發(fā)生了明顯變化。由于加寬帶襯砌各部位的安全性差異較大，局部裂縫的出現(xiàn)會加快襯砌結構破壞的速度，從而大大增加了隧道運營過程中維修處置成本。故在實際工程中，應對大斷面隧道襯砌邊墻、拱腳、仰拱中部等受力薄弱部位進行專門設計，避免由于局部開裂造成襯砌結構耐久性受到影響。

在裂縫形成過程中觀察到： 裂縫總是最先產(chǎn)生于襯砌邊緣，沿隧道軸向和徑向快速延伸，沿軸向發(fā)展速度大于徑向，說明邊界效應對襯砌結構承載不利，施工中應盡量減少出現(xiàn)局部應力集中情況。從結構失效時裂縫的分布情況看，拉裂縫主要出現(xiàn)于拱腳外側、仰拱中部內(nèi)弧面以及拱頂； 壓裂縫出現(xiàn)于拱腳內(nèi)側，仰拱內(nèi)弧面靠近拱腳部位，且拱腳部位裂縫分布密集，一般形成貫通裂縫。結構失效時，二次襯砌裂縫分布情況如圖14所示。

(a) 3車道

(b) 加寬帶

4　結論與建議

1)針對大斷面公路隧道，按現(xiàn)行設計規(guī)范進行設計的襯砌結構在設計荷載作用下，襯砌內(nèi)力和變形均較小，結構具有較高的安全儲備，故針對大斷面公路隧道的圍巖分級及結構設計還需進一步優(yōu)化。

2)隨加載壓力增加，二次襯砌內(nèi)力(軸力、彎矩)水平整體提高，但內(nèi)力分布均勻性變差。二次襯砌內(nèi)力和變形隨圍巖壓力的增加呈現(xiàn)出先慢后快的增加規(guī)律，在高加載壓力作用下，襯砌拱腳、仰拱、邊墻內(nèi)力增大最明顯，襯砌破壞也始于拱腳、仰拱及邊墻的破壞。故在實際工程運營期間，必須做好相應防排水工作，避免突發(fā)性降水造成襯砌背后圍巖壓力增加過大，威脅結構安全。

3)隨著開挖斷面的擴大，襯砌結構的破壞形態(tài)及破壞機制發(fā)生明顯變化。開挖斷面越大，開裂荷載跨度越大，襯砌破壞歷程越長。故在實際工程中，應避免采用等剛度襯砌結構，對大斷面公路隧道拱頂、邊墻、拱腳、仰拱等受力薄弱部位應進行專門設計和施工。