高地應力富水軟巖鐵路隧道變形機理及施工控制措施

柳彥軍， 劉家奇， 徐繼保， 梁斌， 李文杰*

(1. 中鐵十五局集團第三工程公司， 成都 610097； 2. 河南科技大學土木工程學院， 洛陽 471023)

隨著中國基礎建設的不斷發展，中國隧道工程總量不斷增長，但由于中國地形地貌復雜，喀斯特地貌在云貴高原分布廣泛，軟弱圍巖、巖溶富水、高地應力等問題尤為突出，隧道工程在該地區建造難度更大，所以在高地應力軟弱圍巖地層修建隧道過程中，如何控制圍巖變形是保證隧道工程施工安全的重點[1-4]。

國內外專家學者結合不同的工程實例，針對高地應力軟巖隧道的圍巖變形特點、變形機理、支護措施等多方面進行研究，形成了豐富的科研成果[5-10]。王建等[11]通過隧道現場監測數據及回歸分析法研究了圍巖變形時空效應，得出圍巖變形的3個階段及隧道支護施工的最佳時機。張金龍等[12]依托景寨隧道圍巖變形特征，通過數值模擬的方法優化開挖支護方式，經現場驗證該方案可以有效控制圍巖變形。于介[13]根據賈塬隧道地質數據，采用FLAC3D數據計算軟件建立3種不同工況的隧道模型，優化了紅黏土與砂巖夾泥巖地層圍巖隧道施工工法，明顯提升了施工效率。趙晨陽等[14]根據東馬場1號隧道大變形問題，通過分析初支變形特征提出“抗放結合，以抗為主”的圍巖處置原則和應對措施，經過現場施工驗證，該措施處治效果良好。馬玉春等[15]基于MIDAS/GTS NX有限元軟件建立了3種工況的隧道模型，通過對比分析得出適于中國西北地區的高地應力軟巖隧道的施工方法。李守剛[16]依托天平關山隧道，通過現場試驗的方法分析了隧道內應力分布特征，提出改變邊墻曲率抑制圍巖變形的措施。陳志敏等[17]運用室內模型試驗方法，研制出能夠方便、準確地預測高地應力軟弱圍巖隧道內施工進行所導致的應力變化和圍巖及支護結構變形情況的模型試驗裝置。張俊儒等[18]通過解析計算分析了高地應力變質層狀板巖地層隧道的變形特征，根據合理性和可行性對比選定雙洞單線隧道洞型，并指出高跨比在1.02～1.06時隧道變形量較小，且易于控制。曹小平等[19]針對高地應力板狀軟弱圍巖隧道大變形問題，提出單層初支+雙層二襯的支護形式，通過現場試驗驗證了該方案的可行性及隧道后期長期運營的穩定性。方星樺等[20]通過數值模擬和現場試驗提出了優化圍巖拱腰曲率、長短錨桿結合的雙層初支形式等方案，有效控制了圍巖變形量及變形速率。國內外專家學者對高地應力軟弱圍巖隧道施工技術及應用有較多的研究成果，但對于在高地應力軟弱圍巖地區地應力釋放方法和隧道圍巖變形量控制措施的研究相對較少。

一般的支護措施往往難以解決高地應力軟弱圍巖隧道中圍巖大變形引發的問題，因此現以云南玉磨鐵路項目三分部曼勒一號隧道工程為依托，針對施工現場因高地應力軟巖所誘發的大變形問題，通過分析影響隧道圍巖大變形的重要因素和變形機理，提出開挖迂回導坑釋放地應力控制隧道圍巖大變形的施工措施，采用數值模擬并結合現場實際情況分析該控制措施的有效性，為后續高地應力軟弱圍巖隧道施工提供變形控制措施建議。

1 工程背景

云南玉磨鐵路由中鐵十五局第三工程有限公司承擔建設，其中曼勒一號隧道為重點控制工程，位于勐遠至曼勒區間，隧道全長8 280 m，主要為單線隧道，僅進口處是85 m長雙線隧道，線路最大坡度為9.9‰，隧道最大埋深為700 m。為保證工期，解決施工排水、通風及滿足防災救援疏散需要，隧道采用“1橫洞 + 1斜井”的輔助坑道模式，橫洞長1 008 m，斜井長699 m，在后續鐵路運營期間橫洞作為防災救援疏散的避難所。

曼勒一號隧道橫洞工區掌子面開挖至DK448+737，掌子面揭示巖性為泥巖、砂巖夾礫巖和炭質頁巖，巖質整體較硬，局部夾軟弱層，節理裂隙發育，巖體較破碎，圍巖完整性及穩定性較差。地下水發育，拱頂呈現淋雨狀滲水，掌子面及以初支多處可見地下水呈線狀、雨淋狀流出，涌水顏色成灰褐色并含有碎渣，泥巖、頁巖遇水后極易軟化、變形，穩定性較差，圍巖等級由原設計Ⅲ級圍巖變更為V級圍巖。

通過進一步地質勘查可知，曼勒一號隧道橫洞工區大里程掌子面DK448+737圍巖為高地應力富水軟巖，圍巖巖體整體強度較低，巖體內含有大量膨脹土，隧道所在地區最大水平地應力為14.89～22.53 MPa，豎向地應力為12.58～18.81 MPa。由于高地應力、富水、軟弱圍巖等特征影響，隧道初支受圍巖擠壓出現大變形現象，鋼拱架出現扭曲變形、噴混開裂向洞內侵限，隧道施工存在著施工隱患及安全風險，施工進度受到嚴重影響，曼勒一號隧道橫洞如圖1所示。

圖1 曼勒一號隧道橫洞Fig.1 Horizontal hole of Manle No.1 tunnel

2 圍巖變形機理分析

2.1 圍巖變形影響因素

曼勒一號隧道開挖由橫洞進入正洞后受到復雜的地質條件影響，開挖過程中出現隧道拱頂沉降量及拱腰收斂量大，初支受圍巖變形侵限導致鋼拱架變形、錨桿失效，部分混凝土開裂。隧道圍巖出現大變形主要影響因素如下。

(1)圍巖巖性。隧道圍巖主要為砂巖夾泥巖、炭質頁巖，泥質粉粒結構，局部夾軟弱層，巖質較軟，巖體較破碎，巖層走向與洞軸線小角度相交。泥巖、頁巖遇水后極易軟化、變形，其黏聚力下降，內摩擦角增大抗滑移能力下降，圍巖完整性及穩定性受到較大影響，易產生圍巖松動、大變形。

(2)高地應力因素。圍巖初始應力較高，隧道開挖會導致原本整體性很好的圍巖應力場重分布，高地應力在隧道開挖后快速釋放，應力場未能保持平衡狀態，圍巖出現應力集中，當集中應力值大于圍巖強度時軟弱圍巖產生塑性變形，逐漸向隧道洞內擠壓持續變形，使得圍巖的塑性區逐漸增加，這是圍巖產生大變形的因素之一。

(3)大變形持續時間。由于炭質頁巖與砂泥巖遇水后極易軟化，強度低，隧道開挖后隨著地下水滲漏，圍巖地應力重分布持續時間變長，導致圍巖變形持續時間較長。例如：木寨嶺隧道大變形持續時間在25～30 d；川藏鐵路藏嘎隧道大變形段變形持續時間在45 d以上。

2.2 圍巖變形機理分析

隧道圍巖出現大變形破壞與無法平衡的地應力場有著密切關系，曼勒隧道埋深較大且地質構造復雜，導致隧道內初始地應力較大。圍巖塑性變形主要是由初始地應力產生的徑向應力和切向應力作用下導致。

隧道圍巖彈性變形階段的徑向應力σr與切向應力σθ分別為

σr=σv-(R0/r)2σv

(1)

σθ=σv+(R0/r)2σv

(2)

(3)

式中：σv為原始地應力；R0為隧道半徑；r為計算點圍巖實際半徑；Rb為圍巖抗壓強度；φ為圍巖內摩擦角；當圍巖抗壓強度與初始地應力比值小于2時，圍巖變形將由彈性變形進入塑性變形階段。

均質地層中隧道圍巖塑性區半徑Rp理論公式為

(4)

式(4)中：p0為計算點地應力；pi為支護結構抗力。

由式(4)可知，圍巖塑性區半徑Rp主要受計算點地應力p0的影響，兩者呈線性關系。如果圍巖因滲水導致圍巖抗壓強度Rb減小，圍巖塑性區半徑也會隨之增加。

3 高地應力隧道模型

3.1 模型參數

為了控制隧道開挖過程中的圍巖變形量，釋放高地應力，經討論提出在高地應力軟弱圍巖隧道右側增設迂回導坑釋放地應力以控制圍巖大變形，采用數值模擬方法對該措施進行分析，選取合適的力學參數、支護措施和符合高地應力圍巖的模型邊界條件，驗證控制效果及合理性。參考曼勒1號隧道迂回導坑段超前地質預報報告和《鐵路隧道設計規范》(TB 10003—2016)[21]，圍巖初期支護力學參數如表1所示。

3.2 模型及邊界條件

使用MIDAS GTS NX建立3D單元隧道模型，隧道模型為雙洞模型，在隧道開挖過程中首先進行右側迂回導坑開挖，之后再進行隧道正洞開挖，迂回導坑中心距正洞中心40 m，隧道正洞及迂回導坑均采用臺階法開挖。模型邊界條件取隧道洞徑的3～4倍，X軸水平方向取120 m，Z軸豎直方向取60 m，Y軸縱向開挖長度取75 m；圍巖土為四面體單元，采用莫爾-庫倫本構模型，隧道及迂回導坑初支為二維板單元，采用各向同性彈性本構模型，為保證錨桿及超前小導管模擬效果，采用植入式梁單元，共劃分76 291個實體單元，模型四周設置位移約束，模型靜力荷載設置自重荷載模擬土體自重。考慮到本隧道處于高地應力地區，為分析高地應力對隧道開挖方式及圍巖穩定性的影響，在隧道圍巖上下施加18 MPa均布荷載，左右施加20 MPa均布荷載，側壓力系數K=1.1，3D模型如圖2所示。

表1 模型力學參數Table 1 Model mechanical parameters

圖2 隧道3D模型Fig.2 Tunnel 3D model

4 結果分析

4.1 不同工況下隧道圍巖位移對比

由于受到18 MPa垂直應力與20 MPa水平應力的共同作用，兩種開挖方式下圍巖最大豎向位移均未出現在拱頂位置，圍巖水平位移均大于豎向位移。設置迂回導坑模型模擬結果中，圍巖最大豎向位移為13.72 mm，出現在迂回導坑上臺階左側，最大水平收斂位移為33.40 mm，位于迂回導坑右側拱腰處，隧道正洞最大豎向位移和最大水平收斂位移分別為10.50 mm和9.34 mm；無迂回導坑模型模擬結果中，隧道圍巖最大豎向位移為16.33 mm，出現在隧道上臺階左側，最大水平收斂位移為22.42 mm，位于左側拱腰處。兩種開挖方式結果對比可知，隧道正洞圍巖變形均有所降低，豎向沉降位移降低38.46%，水平收斂位移降低58.34%，隧道正洞圍巖變形情況有所改善，隧道圍巖位移量對比如圖3、圖4所示。

4.2 不同工況下圍巖塑性區對比

高地應力地區隧道開挖對圍巖造成的擾動破壞了初始地應力平衡狀態，導致地應力重分布，該區域隧道圍巖為軟弱圍巖，隨著地應力逐漸作用，隧道圍巖逐漸產生塑性區，有無迂回導坑隧道圍巖塑性區如圖5所示。

通過分析圖5可知，在僅開挖隧道正洞情況下，隧道圍巖塑性區主要出現在拱腰及接近拱頂位置，說明隧道拱腰處產生變形破壞的風險較大；而設置迂回導坑后圍巖塑性區主要出現在導坑拱腰處，隧道正洞塑性區有明顯減小；根據兩種工況下塑性應變計算結果來看，隧道正洞塑性區塑性應變最大值減小了25.40%，結果表明在有迂回導坑的工況下隧道正洞圍巖較為穩定。

圖3 圍巖豎向位移量Fig.3 Vertical displacement of surrounding rock

圖4 圍巖水平位移量Fig.4 Horizontal displacement of surrounding rock

4.3 不同工況下圍巖應力對比分析

兩種工況下的應力云圖如圖6、圖7所示，根據圖6應力云圖可知，迂回導坑開挖后高地應力首先作用于迂回導坑初支結構上，其拱頂及拱腰處壓應力相較于正洞更加集中，而隧道正洞拱頂所受應力相對迂回導坑有所降低；其中圖6(b)中迂回導坑拱頂受壓明顯大于正洞拱頂。當不設置迂回導坑隧道正洞直接開挖時，圖7(a)所示隧道拱腰受壓明顯，仰拱處受力不均勻有隆起跡象，圖7(b)中顯示拱頂受力較大。由圖6、圖7比較可以得出，高地應力軟巖隧道開挖增設迂回導坑后，提前導致圍巖地應力重分布，當正洞開挖時洞身所受地應力相對有所減小，根據圖中數據可知設置迂回導坑后隧道所受最大主應力減小了24.18%，所受最大von Mises應力降低了18.39%，正洞拱頂應力集中現象有明顯改善，可以有效降低隧道支護結構受壓變形量。

圖5 圍巖塑性區云圖Fig.5 Cloud map of surrounding rock plastic zone

圖6 迂回導坑隧道應力圖Fig.6 Stress of by-pass tunnelling

圖7 無迂回導坑隧道應力圖Fig.7 Stress of tunnel without by-pass tunnelling

由圖8(b)可知，隧道主洞單獨開挖的情況下，在高地應力的作用下隧道初期支護結構在拱腰處出現應力集中；根據圖8(a)隧道開挖過程中，在迂回導坑初支結構的拱腰處出現了壓應力應力集中現象，隧道正洞初支結構受力相對較為均勻，相較于未設置迂回導坑隧道應力集中分布明顯減少，其中正洞支護結構所受最大主應力減少了20.35%，由此可得，高地應力地區隧道開挖過程中，設置迂回導坑有釋放地應力、減少隧道正洞受地應力影響的作用。

5 高地應力軟巖隧道施工技術應用

根據超前地質預報和隧道有限元模型模擬結果分析，高地應力富水軟巖隧道施工中開挖迂回導坑有釋放部分地應力和減小隧道正洞圍巖變形作用，為了驗證以上迂回導坑的作用及實際效果，選取(DK448+843)-(DK449+247)段進行現場試驗，探究實際施工中迂回導坑的控制隧道圍巖變形效果。

圖8 初支最大主應力圖Fig.8 Maximum principal stress diagram of initial support

5.1 迂回導坑現場試驗

迂回導坑開挖前需完成DK448+737處初支仰拱后進行迂回導坑開口，該段二襯暫不施工。迂回導坑進洞達到3 m后先進行開口段二襯施工，確保開口段隧道穩定再進行后續開挖支護工作。

隧道正洞開挖方向傾斜45°向右前側開口增設迂回導坑，迂回導坑進洞56.57 m后與隧道正洞平行40 m向前開挖施工，迂回導坑采用臺階法開挖初襯結構采用V級加強I型復合式襯砌，采用全環I20b型鋼鋼架加強支護，間距0.6 m/榀，每循環進尺上臺階1 ～ 2榀，中下臺階不大于兩榀，開口位置上臺階采用21根Φ42 mm超前小導管進行補強，超前小導管每根4.5 m，環向間距0.3 m；導坑進洞3 m后，超前支護采用縱向每環間距6 m，每環21根，每根長9 m，Φ89 mm大管棚，迂回導坑示意圖如圖9所示。

迂回導坑至隧道正洞里程DK449+207向左傾斜45°出迂回導坑至隧道正洞，向前后兩個方向增設兩個隧道開挖工作面可以有效增加施工進度。(DK448+737)-(DK449+247)段隧道施工結束后對迂回導坑進出口進行封堵，對進出口段隧道正洞初進行支模注漿，迂回導坑進口封堵施工如圖10所示。

圖9 迂回導坑示意圖Fig.9 By-pass tunnelling schematic map

圖10 迂回導坑進口封堵Fig.10 By-pass tunnelling import blocked

5.2 現場監測數據

迂回導坑及隧道進行連續26天監測隧道正洞與導坑圍巖變形數據如圖11、圖12所示。

由圖11可知，迂回導坑拱腰水平收斂最大值為119.2 mm，該位置位于DK448+945處，第0～10天拱腰收斂速率較快，其中第2～4天收斂速率最快達到9.15 mm/d；拱頂豎向沉降最大值為80.1 mm，位于DK448+845截面，第14～16天的沉降速率為6.15 mm/d，達到26 d檢測中沉降速率最快值；由以上迂回導坑監測數據中可以看出，圍巖變形持續時間較長、變形量較大，直至第24天開始趨于穩定。

由圖12可知，隧道正洞拱腰水平收斂最大值為95.2 mm，拱頂豎向沉降最大值為29.4 mm，拱腰收斂最大值與拱頂沉降最大值里程樁號分別為DK448+955與DK449+25；前8 d的拱腰收斂速率較快，在第8～14天拱頂豎向沉降速率有上升趨勢后趨于穩定。

(DK448+843)-(DK449+247)段隧道正洞最大變形量的95.2 mm變形量，相較于(DK445+751)-(DK445+790)段隧道按臺階法開挖后的隧道變形量監測結果中，變形量主要為80～250 mm，圍巖變形量減小了61.92%，迂回導坑在隧道開挖過程中對減小隧道正洞變形量有明顯效果。

圖11 迂回導坑監測數據Fig.11 By-pass tunnelling monitoring data

圖12 隧道監測數據Fig.12 Tunnel monitoring data

5.3 實施效果

曼勒一號隧道位于勐遠—曼勒區間，該地區全年降雨量較大，泥巖、砂巖夾礫巖圍巖遇水后易軟化，在高地應力的作用下圍巖易產生大變形，有較大的施工安全隱患，對隧道施工產生較大影響，曼勒一號隧道(DK448+843)-(DK449+247)高地應力段采用開挖迂回導坑的施工控制措施，釋放地應力，改善隧道正洞受力狀態，有效降低隧道正洞變形量，使得該段隧道未出現圍巖大變形情況，施工效果良好。

6 結論

(1)高地應力富水軟弱圍巖隧道開挖后，圍巖變形情況表現為變形量大，變形速率大，變形持續時間長，拱腰水平收斂明顯大于拱頂豎向沉降，初支完成后圍巖變形導致鋼拱架變形需進行換拱處理，嚴重影響施工進度。提出在隧道右側開挖迂回導坑釋放圍巖中高地應力的方法，以控制隧道正洞圍巖變形量。

(2)根據數值模擬結果可知，模擬高地應力工況中，開挖迂回導坑后隧道正洞拱頂沉降及水平收斂均有所下降，圍巖塑性區塑性應變減小17.37%，隧道最大主應力減小24.18%，結果表明迂回導坑可以有效降低高地應力作用下圍巖的變形量，也可以起到釋放高地應力、降低其對隧道正洞支護結構的影響。

(3)增設迂回導坑后現場監測結果表明，正洞的變形量為95.2 mm，相較于前期隧道變形量明顯減小，增加了隧道正洞開挖面，隧道施工效率得到提升，彌補了前期因圍巖大變形導致換拱所延長的工期。

(4)通過迂回導坑力學模型結合現場施工試驗分析，證明了迂回導坑在控制隧道圍巖變形量方面的有效性與可行性，該方案可為今后類似隧道工程提供參考借鑒。