大斷面淺埋黃土隧道大變形控制技術及效果分析

趙志剛, 吳忠仕, 王 偉,2*, 楊 林,3, 馮德定,3

(1.中交第二航務工程局有限公司，武漢 430040；2.交通運輸行業交通基礎設施智能制造技術研發中心，武漢 430040；3.長大橋梁建設施工技術交通行業重點實驗室，武漢 430040)

中國是世界上黃土分布范圍最廣、厚度最深的國家，主要分布在中國西北地區。黃土以其典型的工程性質(垂直節理裂隙發育、大孔隙、結構疏松及濕陷性等)直接影響到工程建設的安全，尤其是黃土隧道大變形控制問題一直是中國學者的研究熱點問題。楊建民等[1]運用現場測試和理論分析法對大斷面黃土隧道沉降大的原因及所采取工程控制措施有效性進行研究；孟德鑫等[2]通過現場試驗對采用三臺階臨時仰拱法施工時的合理進尺、超前支護措施等變形控制技術的結構受力及變形進行分析；衛建軍[3]通過建立三維力學模型，對臺階法施工引起的地地表變形特征進行分析；扈世民等[4]研究了臺階法預留核心土對大斷面黃土隧道變形控制效果；王新東[5]依托寶蘭客運專線濕陷性黃土隧道，研究了高含水率下黃土隧道的變形特征及施工變形控制技術；劉志強等[6]依托寶蘭線大斷面黃土隧道工程，研究了高含水率條件下開挖進尺、核心土長度、封閉距離及豎撐形式對圍巖變形的影響。

目前關于淺埋黃土大變形的控制技術研究已有大量報道，主要集中在施工工法工藝、變形特征以及大變形的具體處理方案等方面，而針對大變形后的處治效果分析研究較少，尤其是大斷面淺埋黃土隧道變形控制技術研究有待進一步完善。現依托在建隧道大變形工程實例，研究其變形破壞特征及原因，再針對不同階段變形破壞特征及主要影響因素采取相應的加固處治措施和大變形段換拱施工，并通過數值模擬和現場測試對加固前后的圍巖變形及應力進行分析，驗證了變形控制技術的處治效果，確保大變形段的施工安全，為后續類似工程施工大變形控制提供借鑒。

1 工程概況

圖1 隧道設計橫斷面

新建二莊科隧道位于延安市二莊科村附近，是一座單向三車道+人行橫通道的中長隧道，最大開挖斷面面積為136.08 m2(>100 m2)，屬于大斷面隧道。隧道設計橫斷面如圖1所示。其中隧道主洞采用承載力較好的單心圓曲墻式襯砌斷面，主洞拱圈段斷面半徑R1=8.85 m，仰拱段曲線半徑R2=21.5 m，兩拱腳段曲線半徑R3=2.00 m，隧道內輪廓寬度B=16.34 m，高度H=10.45 m。隧道進出口均位于山體斜坡處，隧道橫穿一黃土梁，地貌上為黃土梁峁。隧址區海拔高程1 200.76～1 079.19 m，相對高程約121.56 m，地形起伏較大。隧道進口，地形陡緩相間，坡度為25°～65°，表層由新老黃土覆蓋，植被發育；出口處出露巖性為強風化砂巖、泥巖，坡體較陡，自然坡度為40°～50°。該地區雨量主要集中在6—9月，年均降雨量較大，為555.8 mm，因此該地區隧道地下水位受地表降雨影響較大。該項目施工技術難點在于隧道上覆為第四系的馬蘭黃土、離石黃土，土質較疏松，在連續降雨、施工擾動的情況下，該隧道進出口段仰坡易產生崩塌；而隧道洞身圍巖主要由強-中風化砂、泥巖組成，圍巖級別為Ⅴ級，局部穩定性較差，開挖不當或支護不及時易產生大變形或塌方風險。對于隧道洞口段進洞采用超前管棚注漿預加固，洞內地質條件較差圍巖采用超前小導管對圍巖進行預加固，并輔以鋼拱架等支護措施，確保施工時的安全。

2 大變形破壞特征及原因

2.1 變形破壞特征

2018年7月1日對已開挖段K2+555～K2+495進行斷面凈空檢測發現初期不同程度侵限，由于連續降雨影響，隧道圍巖變形加劇，最大累計沉降達到124.3 cm，初期最大沉降速率為54.6 mm/d，而最大累計沉降出現在K2+501拱頂位置，該斷面在7月1—30日累計沉降量101.3 cm(>2U0/3=13.3 mm，其中U0為設計預留形量20 cm)，位移管理等級達到Ⅰ級，圍巖處于危險狀態。為確保施工安全及減少對圍巖的擾動，現場立即停止開挖掘進，對掌子面進行噴射混凝土封閉處理，并啟動相應的應急措施，臨時采用φ100 mm的鋼管對開挖斷面進行臨時支撐，并加強監控量測頻率。此外，隧道拱頂和邊墻變形嚴重，兩側邊墻以下位置出現縱向裂縫，初期支護表層剝落，由于拱架受到圍巖壓力作用，發生嚴重扭曲變形，如圖2所示。隧道頂部地表出現不同長度的裂縫，最長縱向裂縫位于隧道中軸線左側11 m，寬度約3 cm，長約6.5 m，并及時對地表進行遮蓋處理，防止雨水入滲。

圖2 大變形破壞特征

2.2 變形原因分析

根據監測數據及現場情況(圖2)，分析其大變形破壞的原因如下。

(1)在施工過程中，臨時支護措施及鎖角錨管施工不及時或不到位，及各工序銜接不及時，仰拱也未及時跟進，造成初期支護未能盡早閉合成環，難以抵抗圍巖產生的荷載，圍巖應力釋放加劇，造成圍巖變形過大。此外，由于隧道進口段為淺埋段，上部為馬蘭黃土和離石黃土層，具有大孔隙及垂直節理發育等特點，受連續強降雨天氣的影響，地表雨水沿著上覆土層節理及孔隙入滲到隧道內部圍巖，隧道拱頂及掌子面土層含水量迅速增大，層間結合力弱，且拱腳位置圍巖遇水軟化，使隧道圍巖變形加劇，極易產生大變形或塌方現象。

圖3 淺埋偏壓地表破壞機理

(2)圖3所示為淺埋偏壓隧道地表破壞機理。該隧道出口大變形段位于淺埋偏壓段，原有巖體處于自然平衡狀態，受隧道開挖擾動影響，在偏壓應力的作用下，上部圍巖應力狀態發生重分布，造成主應力方向發生偏轉，大主應力向隧道開挖區域集中，當圍巖自承能力和初期支護承載能力小于上覆圍巖壓力時，就會產生圍巖變形區[7-8]；由于圍巖變形的時空效應，應力持續釋放，使上部圍巖松動區域逐步擴大，產生由深埋側向淺埋側的擠壓力，導致隧道內右側拱腰連接板位置出現連續縱向裂縫。而在隧道左側淺埋段存在一天然沖溝，上覆馬蘭黃土和離石黃土強度較低，持續降雨導致坡腳巖土體含水量增大，圍巖易軟化強度較低，造成深埋側山體產生下滑，形成坡體圓弧滑動區，從而引起深埋側地表多處縱向開裂。

3 大變形控制技術措施

3.1 地表開裂處理及注漿加固

對地表裂縫進行灌注M10水泥砂漿，將裂縫灌注密實，沿地表裂縫在地面設20 cm厚黏土隔水層，寬度向裂縫兩側延伸50 cm，并在裂縫外側設置截水溝，將流向裂縫的附近地面水引離，防止地表水灌入。

此外，沿隧道縱向K2+450～K2+490(共 40 m)沖溝段，橫向在隧道洞頂及各側輪廓外5 m范圍內，進行地表雙液注漿加固處理，兩側深度到隧底起拱線，中間到洞頂標高0.5 m，鉆孔直徑89 mm，注漿管采用φ60 mm×壁厚4 mm無縫鋼花管(僅在底部6 m范圍開孔，開孔間距為15 cm×15 cm)，間距1.5 m×1.5 m(邊界位置應加密布置，間距為0.75 m)梅花狀布設，具體現場施工如圖4所示。

圖4 地表注漿現場施工

3.2 洞內套拱加固

套拱采用I25a工字鋼，縱向間距100 cm布置，套拱拱架分單元進行安裝，并在套拱中心線位置加設臨時橫撐和立撐，與臨時套拱焊接，而立撐應坐落在堅硬基巖或者現澆條形基礎上，并用鋼墊板連接支撐牢固。相鄰兩榀鋼架用φ22 mm螺紋鋼筋焊接，榀間梅花形布置，臨時套拱拱腳鋪設厚1.5 cm、寬60 cm的鋼板(仰拱未施作段)，在仰拱澆筑回填段，套拱拱腳直接放置在仰拱混凝土上用鋼板固定。為保證施作的套拱拱架與變形段的初支面密貼，對套拱背后縫隙采用木楔或工字鋼楔緊，具體加固效果如圖5所示。

圖5 臨時套拱加固效果

3.3 洞內徑向注漿加固

在洞內臨時鋼支撐架設完畢且變形穩定后進行全斷面徑向注漿加固，隧道全斷面設置徑向注漿小導管，對初期支護背后圍巖進行加固處理。注漿管采用φ50 mm，壁厚3.5 mm的熱軋無縫鋼管，鋼管長4.5 m(圖7)，管口應埋設牢固，并有良好的止漿措施。注漿孔按梅花型布置，孔口環向間距1.5 m×1.5 m，每環13根。注漿孔采用風機鉆開孔，孔徑為52 mm，注漿材料為水泥漿液，水泥漿水灰比1:1，初壓為0.5～1.0 MPa，注漿壓力在注漿過程中根據漿液的注入量進行調整，現場注漿施工如圖6所示。

圖6 洞內徑向注漿加固

3.4 支護參數加強措施

大量研究表明在黃土隧道支護結構體系中，系統錨桿主要承受壓應力，加固圍巖效果并不明顯，而采用加強拱架+鎖腳錨桿聯合作用對控制黃土隧道變形效果較好[9-10]。因此，將原設計I25a鋼拱架縱向間距由80 cm調整為60 cm，并取消拱頂系統錨桿，增設長度為4.5 m的φ50 mm注漿管，間距為1.5 m，梅花狀布置。而鎖腳導管由長度為3.5 m的φ50 mm鎖腳錨管調整為長4 m的φ76 mm鎖腳導管，鎖腳錨管內注入水泥漿液填充密實。

4 大變形段數值模擬分析

4.1 數值計算模型

圖7 數值計算模型

表1 計算模型參數

4.2 計算結果分析

為進一步研究上述現場所采取變形處治措施對變形控制的效果，分別從地表沉降、圍巖變形、圍巖應力等三個方面進行分析。為便于分析，特定義隧道中心線位置處X=0，隧道左側為負，右側為正。

4.2.1 地表沉降分析

圖8所示為4種不同模擬種工況下地表沉降曲線圖。從圖8中可以看出，隧道開挖引起的地表下沉分布曲線是一條以隧道斷面中心軸線為對稱軸的光滑連續曲線，在隧道開挖斷面中心軸線正上方位置的沉降量最大，隨著距中心軸線的距離增加，地表沉降量逐漸減小?！綄Ρ炔煌r下地表沉降最大值可知，A-設計條件下>C-洞內徑向注漿>B-加強鎖腳錨管>D-地表注漿加固，因此，采取工況D的加固措施對控制地表沉降作用最顯著，相比工況A地表沉降最大值減小了43.04%，說明軟弱黃土淺埋隧道開挖前，采用地表注漿加固處理，及時填充黃土顆粒大孔隙及垂直節理，形成密實結合體，不僅增強了土體整體黏結力和抗滲性，而且提高了圍巖成拱效應，對控制隧道開挖引起的變形控制效果最好。

圖8 地表沉降曲線

而工況B-加強鎖腳錨管對控制地表沉降作用也很明顯，相比工況A沉降最大值減小了26.17%，長鎖腳錨管與拱架形成聯合支護體系，約束初期支護下沉及向向隧道內凈空收斂，縮短圍巖自穩時間，增強初期支護整體性，而且通過注漿增強了鎖腳錨管對圍巖的錨固作用，提高了圍巖自穩能力。同時加強鎖腳錨管施工簡便、較經濟，也是在該隧道施工變形控制中推薦廣泛使用的加固措施。工況C-洞內徑向注漿起到穩固隧道周邊圍巖、控制圍巖松動圈的作用，但由于洞內徑向注漿往往在隧道開挖支護完成后才施作，所以其對控制圍巖變形具有一定的滯后作用，因此，在施工條件允許范圍內，及時進行洞內徑向注漿加固，有利于形成承載拱，發揮圍巖自承能力。

4.2.2 圍巖變形分析

表2所示為4種工況下隧道圍巖特征位置點(分別代表隧道斷面的關鍵位置)的變形統計，從表2中可以看出，工況A拱頂沉降最大為88.50 mm，工況C次之，拱頂沉降最大值79.56 mm，再其次工況B拱頂沉降為64.04 mm，工況D拱頂沉降最小為40.98 mm，相應的各工況下水平位移大小也類似。分析不同特征位置處的圍巖變形可知，淺埋隧道開挖時，圍巖變形由淺埋側隧道上部至下部逐漸增大，相反，深埋側圍巖變形呈現由上部至下部逐漸減小的變化趨勢。

表2 圍巖特征位置變形統計

注：水平位移中“-”表示向隧道左側移動；豎向位移中“-”表示下沉。

由圖9可知，淺埋隧道沉降槽不再具有對稱性，而是由淺埋側向深埋側偏斜，從而使深埋側圍巖變形影響范圍明顯大于淺埋側。與工況A相比，工況D的圍巖變形影響范圍明顯縮小，圍巖變形由內向外遞減速率較快，說明采用工況D-地表注漿加固可有效改善上覆圍巖的穩定性，有利于后期隧道施工過程中圍巖變形控制，確保施工安全。

4.2.3 圍巖應力分析

圖10所示為4種模擬工況下隧道圍巖應力分布云圖。由圖10可知，不同變形支護措施加固條件下，隧道圍巖應力分布云圖略有差別，但應力最大位置主要集中在隧道左右側拱腳至邊墻位置處，其中深埋側拱腳至邊墻位置應力最為突出，主要是由于隧道開挖后，圍巖應力重分布作用，最大主應力發生偏轉，導致深埋側變形擠壓淺埋側，在深埋隧道邊墻下部產生應力集中區，當隧道支護結構強度小于圍巖應力時，初期支護結構將產生破壞，這與現場初支破壞位置基本一致(圖2)。此外，工況A-設計條件下最大等效應力達到1.93 MPa，采取加固措施后最大應力值均減小，其中工況B和工況D對減小圍巖應力較為明顯，說明這兩種加固措施對圍巖變形控制效果較好。

5 大變形段處治技術及效果分析

5.1 換拱施工技術

注漿完成后，注漿效果達到要求且圍巖變形穩定的情況下可對變形侵限段初期支護分單元進行拆除，嚴格按照從已施作二襯段向掌子面方向逐榀拆換，拆除采用液壓破碎錘+輔助風鎬進行，拆除順序一般采用從下向上、先墻后拱的順序進行拆換，拆除一段，支護一段，一榀拱架間距為一個換拱循環，一個循環大約需要7 h。具體換拱施工工藝流程如圖11所示。

圖11 換拱施工工藝流程

(1)根據隧道斷面檢測的結果，在變形段內需要換拱位置標記隧道超欠挖的里程、部位，綜合研究確定出每段合理的換拱部位。

(2)在拆除臨時支撐時，待前一榀換拱拱架封閉成環后拆除下榀臨時支撐，將其切割成段，逐段拆卸，減小對圍巖及原初期支護的擾動。臨時支撐拆除順序為先橫撐后豎撐再拆除臨時套拱，確保結構穩定。

(3)鑿除既有拱架Na與Nb之間的初期支護(圖12)，拆除寬度<80 cm，兩側各預留拱架寬度，拆換順序按照從下向上、先拱后墻的原則進行。

(4)初期支護拆除后，進行擴挖時采用爆破錘鑿除侵限圍巖，然后再用風鎬進行欠挖修整至設計輪廓線，預留沉降為15 cm(S-Ⅴc)或20 cm(S-Ⅴa)。在實際開挖過程中根據監控量測數據進行及時調整設計預留變形量。

(5)擴挖斷面滿足要求后視圍巖情況及時對開挖面初噴，再進行拱架節段安裝，縱向間距為60 cm，并采用縱向連接筋焊接牢固，環向間距為150 cm。拱架內外側鋪設鋼筋網片，及時噴錨。

(6)在拱腰處打設4根長度為4 m的φ76 mm鎖腳錨管(上下間距60 cm)，邊墻拱腳處打設2根φ76 mm鎖腳錨管，每環12根，長為4 m，鎖腳導管斜向下呈45°打設，鎖腳導管端部與拱架翼緣焊接牢固，且對鎖腳導管內進行注漿加固。

(7)換拱長度達到6 m后，及時施做防水層和二次襯砌，保證二襯緊跟。

Na、Nb為新拱架編號；Ea、Eb為原拱架編號

5.2 現場處治效果分析

圖13 初期支護效果圖

如圖13所示，圍巖大變形段初期支護表面比較潮濕、滲水現象嚴重，局部呈線性流淌狀或較密集滴水狀，邊墻和拱頂位置裂縫分布較多，局部出現起鼓凸出變形現象。而采取加固措施處理后，初期支護外表面圓順光滑，滲水情況也得到有效控制，僅局部出現零星點狀滲水，初支表面整體較干燥，未出現鋼架變形和初期開裂現象，可見采取圍巖加固措施對圍巖變形和滲漏水處治效果良好。

在套拱安裝和換拱過程中，應加強圍巖變形監測頻率，已換拱段和未換拱段每間隔5 m布置1個監測斷面，每個斷面在拱頂、兩側拱腰、兩側邊墻位置共布設5個變形監測點，對圍巖變形進行觀測，指導換拱施工和預留變形量的及時調整。圖14所示為采取加固措施段圍巖變形曲線。由圖14(a)可知，采取加固措施前圍巖變形較大，拱頂累計沉降達到457.2 mm，周邊收斂達到161.5 mm，而采取加固措施后，60 d拱頂沉降變化量僅為20.6 mm，圍巖變形立即趨于收斂，最大變形速率僅為1.5 mm/d，可見圍巖徑向注漿與臨時套拱加固措施對大變形控制效果顯著。由圖14(b)可知，在超前地表注漿加固圍巖段，圍巖變形也得到了很好的控制，拱頂最大累計沉降為113.1 mm，其小于圍巖預留變形量，開挖初期拱頂下沉速率最大為6.9 mm/d，遠小于加固前圍巖變形速率，約35 d圍巖變形趨于穩定。因此，超前地表注漿加固有利于淺埋大斷面隧道變形控制，從而確保施工安全。

圖14 采取加固后圍巖變形曲線

6 結論

依托大斷面淺埋黃土隧道工程實例，對圍巖大變形破壞特征及原因進行分析，并驗證了該隧道圍巖加固及超前地表注漿加固等技術及參數的可靠性，有效地控制了圍巖大變形的進一步發展，避免隧道塌方事故發生，可為類似工程提供參考。通過大變形控制技術研究得出以下結論。

(1)超大斷面淺埋黃土隧道大變形主要表現出變形量大、變形持續時間長、變形速率快、易受開挖擾動等特點，而影響大變形的主要因素為上覆圍巖性質、結構特征及圍巖與水的相互作用，特別是在圍巖遇水情況下，應采取加強超前支護措施。因此，根據不同施工階段圍巖變形特征采取相應的變形控制技術尤為重要。

(2)采用工況B-加強鎖腳錨管對控制圍巖變形效果比工況C-洞內徑向注漿加固效果更顯著，由于洞內徑向注漿加固施工滯后效應，所以在洞內大變形換拱段采用徑向注漿加固效果更好，而大變形換拱段和后續開挖段再進行加強鎖腳錨管，進一步提高了初期支護的強度和穩定性，有效地控制圍巖大變形的發展，避免二次侵限；對于黃土隧道淺埋段，通過地表超前預注漿改善了圍巖特性，地表沉降減小43.04%，圍巖變形遞減速率快，影響范圍小，后續施工圍巖累計變形小，從而驗證了該措施的合理性。

(3)建議在換拱施工中應遵循“快、準、穩、緊”的施工原則，即快速換拱快速封閉初期支護成環，準確定位安裝鋼拱架，逐榀拆除，逐榀支護，穩扎穩打，仰拱及二襯緊跟，確保換拱施工安全。說明該種加固措施在淺埋黃土隧道大變形控制中應用效果好，可為類似淺埋黃土隧道施工提供借鑒。下一步將針對黃土隧道大變形所采取的支護加固措施的經濟性進行研究。