西南地區(qū)變余砂巖淺埋偏壓鐵路隧道初期支護大變形機理及整治方案

葉志強 郭璇，2 呂勤，2

1.北京交通大學土木建筑工程學院，北京 100044；2.北京交通大學城市地下工程教育部重點實驗室，北京 100044

我國西南地區(qū)的隧道施工過程中常遇到復雜水文地質條件，淺埋偏壓洞口段病害問題突出［1］。在復雜的外部荷載擾動下，鐵路隧道洞口處支護結構容易出現變形過大，伴隨產生洞口支護結構破壞、大彎矩和應力集中密集。處于淺埋狀態(tài)的隧道洞口還易受降雨和自然風化的影響而造成圍巖強度顯著降低。針對洞口圍巖所受影響復雜、邊坡隧道坍塌、洞口掩埋等地質災害問題，過強或不當的支護可能造成更大擾動或安全隱患。

針對軟弱圍巖淺埋偏壓隧道的大變形控制問題已有豐富工程案例和施工經驗。冉龍華等［2］依托云屯堡隧道分析大變形機制，結合室內試驗提出了綜合處置措施。潘文韜等［3］探究了偏壓隧道適宜工法并對支護結構進行非對稱優(yōu)化。郭璇等［4］研究了管棚預支護體系在軟弱圍巖時的土壓分布情況。倪向龍等［5］分析了邊坡隧道破壞機理與形成過程中的4個階段。盧光兆等［6］通過模擬廣西嶺頂隧道的圍巖穩(wěn)定性和施工工法，使用中隔墻法和雙側壁導坑法較好保證了隧道穩(wěn)定性。Tang等［7］分析了大跨度淺埋偏壓隧道開挖后圍巖及支護應力變化情況，確定合理開挖方案。Chen等［8］分析了木寨嶺隧道的破壞機理，從破壞形式、地下水、影響因素的敏感性、變形程度、變形速率和變形持續(xù)時間六個方面總結了大變形特征。Wang等［9］通過現場監(jiān)測偏壓隧道大變形過程，分析雨水滲流、巖石強度低、偏壓等因素影響，采用臨時鋼拱、垂直支撐、斜撐、臨時仰拱組合等加固措施阻止大變形發(fā)展。

隧道洞口段圍巖的控穩(wěn)技術及理論研究目前還處于經驗積累階段，仍需大量工程實例和理論依據，特別是淺埋偏壓隧道洞口段穩(wěn)定性的研究。本文依托西南地區(qū)一淺埋偏壓鐵路隧道典型洞口段工程，通過理論分析、數值模擬并結合現場實測，分析變余砂巖隧道洞口淺埋偏壓段初期支護大變形產生的機理。

1 工程概況

依托工程位于貴州省境內，進口段較陡，自然坡度在10°~20°；出口段自然坡度在10°~15°。隧道區(qū)附近海拔456~615 m，相對高差159 m；軸線通過的地面高程為472.00~562.00 m，相對高差90.00 m。隧道區(qū)洞口段為強風化變余砂巖夾雜黏土，巖體節(jié)理裂隙極發(fā)育，巖體松散碎裂，自穩(wěn)能力差。

該隧道起訖里程為ZK38+425—ZK38+870，全長445 m，最大埋深75 m。隧道開挖選擇從ZK38+870側開始。隧道各圍巖段物理力學參數見表1。

表1 隧道各圍巖段巖土物理力學參數

2 初期支護大變形特征

因持續(xù)一個月遭遇強降雨，隧道入口發(fā)生洞口仰坡開裂，拱頂沉降速率加快。隧道掌子面施工至某斷面時，掌子面后10 m鋼拱架嚴重變形，在120 min內向隧道洞內突出0.6 m。鋼拱架附近產生明顯裂縫，襯砌混凝土開裂剝落，出現明顯平面外偏壓大變形特征。洞口段隧道右拱肩出現局部大變形、開裂、掉塊、鋼拱架變形等問題。同時，邊坡圍巖出現大面積裂縫、剝落，邊坡大裂縫主要沿坡向發(fā)育。

針對上述情況，立即采用20b工字鋼架對大變形部位進行緊急支撐限位，工字鋼排距1 m，每排均采用∟10×10 cm角鋼進行橫縱牢固連接，底座用槽鋼支墊加固。

采用全站儀監(jiān)測全路段初期支護大變形的發(fā)展。典型斷面初期支護侵限測點變形特征如圖1所示。根據TB 10204—2002《鐵路隧道施工規(guī)范》，隧道大變形的變形量劃分見表2。

圖1 ZK38+860截面隧道初期支護侵限（單位：mm）

表2 隧道大變形的變形量劃分

從圖1可以看出：①初期支護從深埋側向淺埋側最終累積變形量顯著，右側拱肩最大變形量達674.1 mm。根據TB 10204—2002，單線隧道變形量大于15 cm即認為發(fā)生大變形。②深埋側的鋼拱架沿隧道軸向出現大變形，主支護結構裂縫較密集，主要沿隧道半徑方向發(fā)展。究其原因，開挖擾動后，由于降雨入滲使圍巖軟化，加之支護結構過強，加大了不對稱偏載的離心矩，支護結構不能提供足夠支護力，造成初期支護產生大變形。

根據TB 10003—2016《鐵路隧道設計規(guī)范》，Ⅴ級圍巖隧道拱頂的最大容許沉降為100 mm。典型監(jiān)測斷面ZK38+862和ZK38+853的拱頂沉降見圖2。可知：初期支護發(fā)生大變形，ZK38+862和ZK38+853斷面拱頂沉降分別達到了416、179 mm，遠大于容許變形值；布設臨時鋼架能有效控制拱頂位移的發(fā)展。

圖2 典型監(jiān)測斷面拱頂沉降時程曲線

3 初期支護大變形機理

3.1 圍巖特征對初期支護大變形的影響

西南地區(qū)變余砂巖典型邊坡隧道洞口段地形特殊，地質及水文條件差，圍巖等級低（Ⅴ級）；強風化的變余砂巖夾雜黏土洞口段巖體節(jié)理裂隙極發(fā)育，巖體松散碎裂，自穩(wěn)能力較差。因此，容易出現洞口段局部大變形、開裂、掉塊貫通等問題。

3.2 連續(xù)強降雨對初期支護大變形的影響

隧道洞口段施工遭遇連續(xù)強降雨，大量雨水滲灌隧道洞口段及圍巖。圍巖吸水飽和后重度增加，邊坡滑楔體下滑力增大，洞口初期支護偏壓荷載、彎矩及扭矩增大。同時，圍巖吸水軟化，抗剪強度降低，阻滑能力大幅減弱。強降雨使圍巖有效強度降低，成為洞口段大變形的主要原因之一。

采用FLAC 3D 5.0有限差分法進行數值模擬，進一步分析強降雨作用對初期支護大變形的影響。根據圣維南原理，建模時忽略開挖區(qū)域對遠場的影響，取隧道左右各5倍洞徑，縱向取48 m，計算模型尺寸為100 m×100 m×48 m。整個數值模型共117 400個單元，36 916個節(jié)點。計算采用摩爾庫倫準則。

考慮兩種工況。工況1：不考慮降雨影響，計算參數取原始地質勘測數據；工況2：考慮強降雨影響，在地質勘察的基礎上進行室內試驗獲取自然飽和條件下圍巖飽和參數。工況1和工況2圍巖和初期支護參數［10］見表3。

表3 圍巖及初期支護計算參數

工況1下圍巖及初期支護位移見圖3。可知，圍巖和初期支護都出現了平面外變形。受偏壓作用的影響，深埋側圍巖向左下側通過主動土壓力擠壓支護結構，導致從拱頂至右拱腳的支護結構產生向隧道內側的平面外大變形，右拱肩處變形最大，為5.42 mm；隧道底拱處向左上方產生隆起，最大為4.66 mm。考慮相互作用，偏壓作用下圍巖和支護結構產生的變形均值在TB 10003—2016容許范圍內。因此，不考慮降雨影響，該隧道初期支護設計方案是可行的。

圖3 工況1位移云圖（單位：m）

工況2下圍巖及初期支護位移見圖4。可知：深埋側圍巖向左下側擠壓支護結構，導致從拱頂至右拱腳處的支護結構產生了向隧道內側的變形，其中右拱肩處變形最大，為719 mm；由于力的相互作用，隧道的底拱處向左上方產生隆起，最大為700 mm。受強降雨影響，支護結構和圍巖均承受較大的偏壓荷載，產生了大變形，超過TB 10003—2016容許范圍，最終導致支護系統的平面外大變形以至于破壞。

圖4 工況2位移矢量云圖（單位：m）

對比兩種工況的數值計算結果，在不考慮降雨影響的情況下，隧道支護設計方案能有效抵抗來自隧道的偏壓荷載；遭遇強降雨時，土體吸水軟化，重度增加，土體抗剪強度降低，偏壓荷載迅速增加，致使初期支護變形劇增，最終導致隧道支護系統破壞。

3.3 變余砂巖特殊地質條件下洞口塊裂體荷載模式

根據現場監(jiān)測和數值模擬得到的圍巖和支護變形，建立變余砂巖特殊地質條件下洞口塊裂體荷載模式。淺埋偏壓荷載軟弱結構面的隧道變形分析模型如圖5所示。紅色虛線表示隧道開挖后支護變形情況。將隧道圍巖按隧道中線、薄弱結構面、破碎面劃分為4個區(qū)域。A區(qū)為主動滑動變形區(qū)，下滑動傾向對初期支護施加主動擠壓力。B區(qū)為被動滑動變形區(qū)，其變形由A區(qū)推力引起，A區(qū)變形大于B區(qū)。C區(qū)為偏壓荷載區(qū)，位于隧道深埋一側。D區(qū)為抗偏壓荷載區(qū)，位于淺埋側。C區(qū)、D區(qū)均屬于約束限位區(qū)，均為隧道支護結構提供橫向支撐邊界。C區(qū)荷載大于D區(qū)。考慮飽和軟弱結構面的存在，上部巖層（A區(qū)、B區(qū)）的變形要大于下部巖層（C區(qū)、D區(qū)）的變形。綜上所述，4個區(qū)域的變形關系為A＞B＞C＞D，這與圖1、圖4的變形規(guī)律一致。圖中，P1為主動滑動區(qū)A對隧道右拱腰的剪應力，P2為被動滑動區(qū)B抵抗隧道左拱腰隆起的作用力，P3為偏壓荷載區(qū)C對隧道右拱腰的作用力，P4為抗偏壓荷載區(qū)D抵抗P1的相互作用力。

圖5 淺埋偏壓荷載軟弱結構面的隧道變形分析模型

4個區(qū)域的相對變形對有軟弱結構面的隧道結構進一步產生剪切作用，導致支護大變形或裂隙網主要分布在區(qū)域交界面附近。對比圖1和圖5可知，右拱腰大變形是拉應力和剪應力共同作用的結果。拉應力是由A區(qū)巖體滑動的擠壓力引起的，剪應力是由巖層間的相對位移引起的，P1是造成隧道右拱肩大變形的主要原因。隧道底拱在P4的作用下產生了隆起變形。左拱腰變形是由向外膨脹變形產生的拉應力引起的，P2無法提供足夠抵抗P1和P4合力的支撐，導致B區(qū)隧道結構出現向外隆起變形。

根據該鐵路隧道實際參數，定量分析偏壓荷載（圖6）對該隧道側壁的影響程度［11］。取隧道寬度L=13.5 m，隧道中心線高度H=0.4 m，覆蓋土重度γ=20 kN/m3，圍巖內摩擦角φ=40°，頂板土柱兩側摩擦角θ=0.6φ=24°，地面坡坡度角α=40°，內側任意點至地面的距離h=10.06 m，外側任意點至地面的距離h′=1.88 m。經計算，內側壓力系數λ=0.472，外側壓力系數λ′=0.226。據此計算隧道內外側圍巖壓力均布值e內和e外：e內=(e1，內+e2，內)/2=110.76 kN/m2，e外=(e1，外+e2，外)/2=15.79 kN/m2。其中，e1，外、e1，內為隧道側壁頂端的圍巖壓力，e2，外、e2，內為隧道側壁底端的圍巖壓力。

圖6 偏壓荷載

根據理論計算得出內外側的壓力均布壓力，在未施加超前預加固的情況下，該隧道內側均布壓力約為外側的7倍，形成了極其嚴重的偏壓荷載，導致發(fā)生相應的偏壓大變形。

4 變形控制方案及效果

結合初期支護大變形的特征和機理分析，采取了一系列變形控制措施。

1）增設排水溝。增設排水溝可引導強降雨沿地表徑流，減少對圍巖的滲入，利于隧道圍巖周圍土體的固結，維持隧道圍巖穩(wěn)定性，限制進一步變形。

2）噴混凝土護坡，增設1.2 m防水板。在洞口仰坡段坡體加固，噴射C20混凝土8 cm；隧道內襯增設1.2 mm防水板，防止水滲入。

3）減載反壓（圖7）。a區(qū)邊坡圍巖沖刷損失通過b區(qū)平衡彌補，b區(qū)巖體護坡抑制支護大變形。為防止a區(qū)土體滑動，實施減載反壓回填措施。將隧道洞口右上方a區(qū)深埋側500 m3土體回填至b區(qū)淺埋側，增加淺埋側的反壓力，有效減輕偏壓荷載影響。

圖7 減載反壓及長短錨桿組合支護示意

4）長短錨桿組合支護（參見圖7）。拱頂至右拱腳90°范圍采用4 m長注漿錨桿環(huán)向布置，錨桿間距為1.0 m×1.0 m，拱頂至左拱腳90°范圍采用2 m長注漿錨桿環(huán)向布置，錨桿間距1.0 m×1.0 m。

5）隧道穩(wěn)定可控狀態(tài)時，拆除臨時支撐，及時施作二次襯砌。

采取控制措施后現場監(jiān)測豎向位移見圖8。可知，隧道右拱腰位移最大，由于深埋側豎向應力較大使得右拱腰的豎向位移較左拱腰大近3倍，左拱腳和右拱腳的豎向位移都較小。整治前后關鍵部位的變形見表4。

圖8 現場監(jiān)測豎向位移曲線

表4 關鍵部位變形對比 mm

5 結論

1）隧道初期支護大變形特征為累積變形量大，前期變形速率快，變形持續(xù)時間長；破壞形式為洞口段隧道右拱肩處初期支護出現局部大變形、開裂、關鍵掉塊，邊坡圍巖出現大面積裂縫、剝落等。

2）連續(xù)降雨、洞口段偏壓嚴重、圍巖等級低是初期支護大變形的主要誘因。

3）右拱腰變形是深埋側巖體滑動擠壓力引起的拉應力和巖層間相對位移產生的剪應力共同作用的結果；左拱腰變形是由向外膨脹變形引起的拉應力產生的，由于淺埋側巖體無法抵抗產生的偏壓荷載，導致隧道結構出現向外隆起變形。

4）采用20b工字鋼臨時支護+增設排水溝和防水板+噴混凝土護坡+反壓減載+長短錨桿組合支護的綜合整治方案，有效控制了隧道洞口段初期支護大變形，效果良好。