V級圍巖條件下超大斷面隧道的適宜噴層厚度研究

馬振旺，郭新新，喻 煒，汪 波，吳正愷,2

(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. 上海市城市建設設計研究總院(集團)有限公司,上海 200125)

0 引言

隨著社會經濟的不斷發(fā)展，大中型城市的市域交通量逐年遞增，傳統(tǒng)的雙車道斷面隧道已很難滿足車輛通行需求，出現了越來越多三車道及以上的大斷面隧道形式[1-3]。以開挖凈空面積為基準，隧道斷面可依次劃分為標準斷面、大斷面、超大斷面等類型[4]。日本以120 m2以上為超大斷面，與國內公路三車道隧道凈空斷面相近；國際隧協(xié)以100 m2以上為超大斷面，與國內350 km/h高鐵隧道凈空斷面相近。

現今，國內公路工程中的四車道隧道已陸續(xù)修建，開挖的凈空面積達135～230 m2[5]。大斷面隧道，尤其超大斷面隧道，在跨度增加的同時，其高度基本保持不變或增加些許，導致開挖后的圍巖處于更加不利的受力狀態(tài)，斷面變形加大，也對隧道的支護體系提出了更高的要求[6-7]。

以新奧法為核心理念設計施工的超大斷面隧道，初期支護體系均被用作隧道主要的承載結構，故力求初支的最優(yōu)解，是實現隧道安全、經濟、高效修建的關鍵。其中，噴射混凝土作為初期支護措施中一種可實現全覆蓋的支護措施，在超大斷面隧道修建過程中，既需要求其能提供足夠的支護力，同時也要求其能實現柔性(延性)支護，以應對因開挖面積增大導致的圍巖位移增加，尤其是圍巖條件差時，對噴層性能的要求則更高。噴層的各項參數指標中，厚度是決定支護能力與剛柔度極為重要的參數[8-9]。因此，超大斷面隧道工況下，尤以圍巖條件差時(如V級圍巖段)，選擇適宜的噴層厚度將會對隧道的順利修建起到關鍵作用。

基于此，我們調研了國內外的四車道斷面隧道噴層厚度設計情況[10-15]，結果顯示V級圍巖段四車道斷面隧道的噴層厚度主要分布于20～45 cm。對比《公路隧道設計細則》(JTG/T D70—2010)[16]給出的四車道公路隧道的噴層厚度參數30 cm，變化區(qū)間較大，厚度選擇具有較大的隨意性。因此，本研究以深圳某V級圍巖段四車道隧道為原型，采用室內模型試驗和數值模擬相結合的手段，研究V級圍巖條件、自重應力場工況下，超大斷面隧道不同厚度噴射混凝土可承受的最大豎向(圍巖)應力σymax、位移變化規(guī)律及破壞失效過程，以期為噴層厚度的進步一步優(yōu)化選取提供參考。

1 工程概況

深圳某隧道屬特長大斷面市政公路隧道，全長7 890 m。V級區(qū)段隧道最大開挖凈空面積155.014 m2，巖性以花崗巖為主，節(jié)理裂隙發(fā)育，巖體破碎，呈現碎塊狀鑲嵌結構與碎裂結構，開挖后自穩(wěn)能力差，地下水主要為基巖裂隙水。圖1為隧道縱斷面，V級圍巖段超大斷面區(qū)段分布于里程ZK5+448～ZK5+548，埋深約270 m。隧道橫斷面形狀如圖2所示，開挖跨度16.66 m，開挖高度11.62 m，扁平率0.697，采用五心圓扁平拱式斷面。

圖1 縱斷面及V級圍巖加寬段所處位置Fig.1 Location of longitudinal section and widening section of grade V surrounding rock

圖2 V級圍巖加寬段(相當于4車道)斷面(單位：cm)Fig.2 Section of widening segment of grade V surrounding rock (equivalent to 4 lanes)(unit：cm)

2 室內模型試驗研究

2.1 模型試驗方案

試驗選取某隧道V級圍巖段緊急停車帶加寬處(相當于四車道)為參照原型，斷面埋深270 m?；趯λ淼浪幍刭|條件、自身斷面形式和實驗室加載設備條件等因素的綜合考慮，模型試驗采用1∶30的幾何相似比和1∶1的重度相似比，其余物理力學參數的相似比依據上述兩相似比和第1、第2相似準則推出[17-18]。

圍巖相似材料采用重晶石粉、機油、細沙及粉煤灰等按一定比例熱融混合而成，對應物理參數見表1；鋼拱架以等效剛度EI相似為基準，采用直徑3 mm(E=70 GPa)鋁絲進行模擬；錨桿用鉆孔埋入的方式進行施做，以等效剛度EA相似為基準，采用直徑2 mm竹簽(E=10 GPa)進行模擬，并在外端固定大頭釘模擬墊板支護。

試驗在交通隧道工程教育部重點實驗室(西南交大)內自行研制的結構-地層臥式加載設備上進行。依據試驗目的，即噴層厚度優(yōu)化，試驗中僅調整噴層厚度，而不改變錨桿和拱架等其余支護參數，各工況支護參數見表1、表2。鑒于模擬斷面及施加荷載的對稱性，選取斷面監(jiān)測點如圖3所示。試驗過程如下：第1步，根據圍巖級別(V級)確定相似材料的松浦系數，圍巖鋪平后用打夯機壓實，再安裝上部鋼板，用豎向千斤頂約束豎向位移，并通過初步加載壓實內部土體。第2步，在圍巖正中根據預先設計的模板一次性開挖土體形成毛洞，根據現場支護過程分別打孔插入錨桿，安裝鋼拱架，灌注石膏模擬初噴混凝土。第3步，通過加載設備以相同的側壓力系數在模型邊界逐步施加豎向(圍巖)應力σy直至支護結構破壞。試驗采用差動變壓器式位移計測量各監(jiān)測點位移變化，采用數字攝影記錄加載過程中襯砌裂縫演變過程。

表1 圍巖物理力學參數Tab.1 Physical and mechanical parameters of surrounding rock

表2 試驗支護參數Tab.2 Support parameters for test

圖3 測點布置圖Fig.3 Layout of survey points

2.2 試驗結果及分析

試驗獲取了不同噴層厚度下初支結構各監(jiān)測點的荷載-位移曲線和初支初期開裂圖，如圖4～圖6所示。

圖4 工況1測點荷載位移曲線與開裂圖Fig.4 Load-displacement curves and crack diagram in working condition 1

如圖4(a)所示，噴層厚度20 cm，σy加載至5.0 MPa出現完全破壞。分析加載過程：σy為2～3 MPa，各測點的位移出現了明顯的增大，拱頂、拱底和拱肩測點的位移為正(指向洞內)，邊墻和拱腳測點的位移為負(指向洞外)，顯示結構整體呈現明顯的“壓扁”狀態(tài)。分析測點位移量值：拱底測點的位移值明顯大于其余測點，在σy由2 MPa增至5 MPa 過程中，位移率(位移差/荷載增加量)約30 mm/MPa，表明20 cm厚度噴層受開挖斷面面積大、初支結構扁平、剛度小等不利因素影響，施加σy超過一定值時(>2 MPa)，斷面即可出現明顯的變形，且隨荷載增大，變形持續(xù)增長。

結合圖4(b)，即支護結構初期開裂圖，分析結構的失效過程：裂縫首見于拱腳部位(斷面曲率變化最大處，σy為2～3 MPa，位移增加-23 mm)，后拱底部分因拱腳支撐能力的下降，位移(隆起)隨荷載增加而持續(xù)快速增大，出現徑向裂縫。同時亦可見因斷面整體變形導致的邊墻至拱頂部位環(huán)向與徑向裂縫，結構整體表現為當外加荷載超過一定量值后，斷面變形速率快，變形量大，結構裂縫開展快且多，顯示出支護體系的結構剛度不足，對應破壞前的最大位移值80 mm，出現于拱底部位。

如圖5(a)所示，噴層厚度30 cm，σy加載至5.7 MPa出現完全破壞。分析加載過程：σy為 2～3 MPa，拱底和邊墻測點的位移出現了明顯的變化，拱底測點增大12 mm，邊墻測點增大-9 mm，而拱腳測點基本不變。對比工況1中對應測點數據(拱底測點增大30 mm，拱腳測點增大-23 mm)，表明初支厚度的增加使得拱腳區(qū)域抵抗變形的能力增強，使得支護結構的失效模式將不同于工況1。分析測點位移量值：σy為 2～4 MPa，各測點的位移率基本相近，為8～15 mm/MPa，超過4 MPa后，拱頂、拱肩測點的位移率增大，表現出結構上半部分變形加劇。

圖5 工況2測點荷載位移曲線與開裂圖Fig.5 Load-displacement curves and crack diagram in working condition 2

結合圖5(b)，即支護結構初期開裂圖，分析結構的失效過程：裂縫首見于拱腳至邊墻部位，環(huán)向與徑向裂縫均有發(fā)生，后結構的上半部分受邊墻部位出現的徑向裂縫影響，變形加大，逐步開裂并破壞。初支破壞(裂縫開展)過程隨σy增加逐步開展，對應破壞前的最大位移值127 mm，出現于拱頂部位。

圖6 工況3測點荷載位移曲線與開裂圖Fig.6 Load-displacement curves and crack diagram in working condition 3

如圖6(a)所示，噴層厚度40 cm，σy加載至6.0 MPa出現完全破壞。分析加載過程：σy為3～4 MPa，拱底和拱肩測點的位移出現了明顯的變化，拱頂測點增大11.7 mm，拱肩測點增大8.9 mm。對比工況2出現測點位移明顯增大的σy區(qū)間(2～3 MPa)，表明初支厚度的增加提高了結構抵抗變形的能力，即結構剛度加大。分析測點位移量值：σy為4～6 MPa，拱頂處測點的位移率明顯大于其余測點，約20 mm/MPa。

結合圖6(b)，即支護結構初期開裂圖，分析結構的失效過程。裂縫首見于拱邊墻部位，徑向裂縫為主，后拱頂部位持續(xù)下沉出現徑向裂縫，直至結構體系破壞，破壞過程中，除拱頂測點外，其余各測點在初支結構整體破壞前的位移并不十分顯著，表明整體結構破壞前，除拱頂部位外，其余部位的支護能力未得到充分發(fā)揮，破壞(裂縫開展)主要源自于拱頂沉降，對應破壞前的最大位移值82 mm，出現于拱頂部位。

為充分研究噴層厚度對結構支護能力和變形能力的影響，以噴層厚度為橫坐標，繪制最大豎向(圍巖)應力σymax、各測點極限位移值(破壞前一荷載工況對應的測點位移值)的變化曲線，如圖7～圖8所示。

圖7 最大豎向應力與噴層厚度關系曲線Fig.7 Curve of relationship between maximum vertical stress and shotcrete layer thickness

圖8 監(jiān)測點極限位移與噴層厚度關系曲線Fig.8 Curves of relationship between bearing capacity at monitoring point and shotcrete layer thickness

如圖7所示，噴層厚度增加，σymax增大，但增量趨緩，即初支厚度20，30，40 cm時，σymax依次為5.0，5.7，6.0 MPa，對應增量為0.7，0.3 MPa。結合圖10，分析不同噴層厚度下斷面各測點的極限位移變化規(guī)律，σymax趨緩是結構剛度和位移量兩個因素共同作用的結果。

分析圖8，20 cm厚度噴層斷面極限位移變化規(guī)律明顯不同于30 cm和40 cm厚度，其極限位移為80 mm，出現在拱底。30 cm和40 cm厚度噴層的極限位移為127 mm和82 mm，均出現在拱頂。結合初支斷面形式分析，拱底處的曲率半徑要明顯大于上半斷面，致使拱底部位的變形能力(極限位移值)要小于拱頂部位。因此，綜合斷面位移變化特征和結構支護能力，噴層厚度應大于20 cm。

對比30 cm與40 cm厚度噴層，二者斷面位移的變化規(guī)律基本一致，即上半部分位移要明顯大于下半部分，但最終的極限位移值差異明顯。在拱頂測點，30 cm厚度噴層可承受的位移為127 mm，40 mm厚度噴層可承受的位移僅為82 mm，綜合先前對20 cm 和30 cm厚度噴層的破壞模式分析，顯示同種結構失效模式下，斷面的變形能力(極限位移值)隨噴層厚度的增加而明顯降低。

以30 cm厚度噴層σymax和最大位移值為基準，20 cm厚度噴層的σymax減小12.3%，最大位移減小37%；40 cm厚度噴層的σymax增大5.3%，最大位移減小35.4%。鑒于超大斷面隧道斷面的開挖面積大，初期支護的位移必然大于一般斷面隧道，因此既要求噴層具備較好的變形能力，也需要求其能提供足夠的支護力。因此，V級圍巖條件下超大斷面隧道噴層厚度應在30 cm附近(與《公路隧道設計細則》結論一致)，且位于20～40 cm間。

3 數值模擬分析

3.1 模型建立

圖9 計算模型Fig.9 Computational model

為驗證室內試驗結論并進一步優(yōu)化噴層厚度，采用FLAC3D軟件模擬分析不同噴層厚度(20～40 cm)初支的σymax和極限位移?？紤]邊界效應，計算模型[19]豎向取75 m，橫向取80 m，上邊界施加豎直向下的均布力，其余邊界施加位移約束，以模擬自重應力場(圖9)。圍巖材料為彈塑性，按照Mohr-Coulomb屈服準則計算，根據室內模型試驗的開挖加載順序進行數值模擬，噴射混凝土按彈性材料計算，鋼拱架按抗彎剛度等效折減為實體單元[20]，錨桿采用Cable單元模擬，具體計算參數見表3。將20～40 cm 噴層厚度劃分成11個工況進行模擬(表4)，參照模型試驗過程，即先進行隧道開挖并施做初期支護，后在上邊界逐步增加σy(同室內模型試驗)，直至結構破壞(計算不收斂)，并記錄σymax與極限位移值。

表3 模型物理力學參數Tab.3 Physical and mechanical parameters of model

表4 噴層厚度計算工況Tab.4 Calculating condition of shotcrete layer thickness

3.2 結果分析

獲取不同噴層厚度下結構的σymax變化曲線及斷面極限位移變化曲線，如圖10所示。

圖10 不同噴層厚度結構的最大豎向應力、斷面極限位移曲線Fig.10 Curves of maximum vertical stress and section limit displacement of structures with different shotcrete layer thicknesses

如圖10所示，對比數值模擬和模型試驗獲得的σymax和斷面極限位移變化曲線，二者變化規(guī)律較為相似，極限位移總體上均表現為先增大后減小。σymax亦存在較為明顯的增長區(qū)域，對應模型試驗為20～30 cm厚度區(qū)間，數值模擬為24～32 cm厚度區(qū)間。在量值上，數值模擬和模型試驗獲得的結果有一定的差異，出現原因主要為數值模型是理想狀態(tài)模型，未能計入裂縫開展對σymax的影響等，致使σymax值明顯大于由模型試驗獲得的數值。

噴層厚度22 cm和24 cm時，極限位移值降低，破壞模式與20 cm一致，最大位移出現于拱底。噴層厚度26 cm時，極限位移和承載力均出現了明顯的增大，破壞模式不同于20～24 cm厚度，最大位移出現于拱頂，因此噴層厚度應大于26 cm。

噴層厚度26～32 cm時，σymax持續(xù)增加，且極限位移亦處于增長狀態(tài)；厚度>32 cm，σymax增加趨緩，極限位移量降低明顯。噴層厚度38 cm和40 cm時，σymax不變，但38 cm噴層的極限位移量要顯著大于40 cm噴層，因此噴層厚度應小于38 cm。基于上述分析，優(yōu)化噴層厚度區(qū)間為26～38 cm，最優(yōu)值為32 cm。

4 結論

(1)隨著噴層厚度的增加，σymax增大，但增量減小。40，30，20 cm厚度的噴層，σymax依次為6.0，5.7， 5.0 MPa。

(2)不同于30 cm和40 cm厚度噴層以拱頂位移為最大值，20 cm厚度噴層變形過程中拱底位移最大，最終表現出支護結構失效模式的不同。

(3)30 cm厚度噴層的結構變形能力要顯著優(yōu)于20 cm和40 cm厚度噴層，對應失效前極限位移依次為127，80，82 mm。

(4)以室內模型試驗結果為基礎，輔以數值計算，從支護能力和斷面極限位移兩方面，優(yōu)化V級圍巖條件下超大斷面隧道噴層厚度為26～38 cm，最優(yōu)值為32 cm。