順層偏壓千枚巖上覆厚砂層隧道變形控制技術

黃華明，黃擁志，劉 澤

（1.重慶建工第一市政工程有限責任公司，重慶 404100；2.四川省林業勘察設計研究院有限公司，四川 成都 610036；3.中鐵二局集團有限公司，四川 成都 610031）

隨著西部大開發，成蘭等鐵路相繼建設，川西高原公路快速推進。這些鐵路和公路穿越高原高山地貌，隧道占比大，隧道工程面臨穿越復雜水文地質破碎圍巖、高地應力軟巖，極易產生大變形。如拉林鐵路隧道最大變形值超過1 000 mm，成蘭鐵路隧道長段落發生軟巖大變形，汶馬高速公路鷓鴣山隧道最大水平收斂變形達820 mm。這些大的變形主要發生在高地應力軟巖地層，尤其是薄層富水千枚巖開挖后極易坍塌變形，給工程施工帶來巨大的影響，初期支護侵限進行換拱面臨眾多安全風險。國內外對高地應力軟巖開展了較多的研究，提出了基于強度應力比為基礎的高地應力大變形隧道分級標準，并對長錨桿等支護措施的效果進行了分析[1-6]。但針對緊鄰雅礱江高原寒區富水水文地質條件下隧道大變形的研究不多，尤其是埋深200 m 以內出現超過1 000 mm 的大變形仍有待進一步深入研究。本文結合令達拿隧道緊鄰雅礱江段出現的大變形進行研究，以期對類似水文地質環境下隧道工程建設提供參考和借鑒。

1 工程概況

拉林鐵路令達拿隧道全長2 515 m，為鐵路單線隧道，隧道最大埋深約322 m；隧道所在隧址區為喜馬拉雅極高山亞區，受雅魯藏布江及其支流切割控制，區內山地綿延不絕，山勢高峻。隧道縱斷面標高3 140～3 498 m。令達拿隧道緊鄰雅魯藏布江，位于雅魯藏布江彎道一側，最近距離約180 m，彎道處河床沖刷沉積層較厚；隧道洞身穿越弱—強風化狀的上三疊統的朗杰學群（T3lj）的姐德秀組二段（T3j2）炭質絹云千枚巖、板巖與變長石石英粉砂巖不等厚互層，隧道位于雅魯藏布江縫合帶附近，受雅江結合帶俯沖、碰撞和韌性剪切作用影響，構造復雜，受地質構造作用影響極嚴重，巖體總體破碎—極破碎，炭質絹云千枚巖巖質較軟，遇水易軟化。隧道地表水主要為溝水及雅魯藏布江江水，雨季及冰雪融化季節出口溝中有流水，枯水季節溝中無水。基巖孔隙水主要分布于炭質絹云千枚巖、長石石英粉砂巖、糜棱巖中，其水量大小主要受巖層分布面積及孔裂隙率大小控制；受雅魯藏布江河谷深切作用，隧址區內地下水埋深大，屬中等—弱富水性。隧區不良地質為針片狀千枚巖及石英砂巖，在地下水作用下千枚巖極易溜坍產生坍塌和大變形，隧道圍巖巖體破碎段，在地下水的綜合作用下，隧道開挖后拱部及線路右側拱腰極易坍塌、掉塊，整體圍巖穩定性極差。令達拿隧道平面示意圖如圖1 所示。

圖1 令達拿隧道平面示意圖

2 隧道大變形段預設計參數

令達拿隧道采用橢圓形復合式襯砌斷面，隧道洞身通過富水千枚巖夾石英砂巖地段按照大變形進行預設計，分為輕微大變形、中等大變形和嚴重大變形。隧道全長2 515 m，預設計軟巖大變形長度2 204 m，占全隧長度比例的87.6%。

中等大變形支護參數：隧道初期支護采用全環I22b 型鋼鋼架，鋼架間距0.6 m/榀，開挖預留變形量20 cm，初期支護采用C30 早高強鋼纖維噴射混凝土；隧道系統錨桿采用拱部Φ22 mm 組合中空錨桿（L=3.0 m）+邊墻G32 自進式中空注漿錨桿（L=5.0 m），間距0.8 m×0.8 m（環×縱）。隧道采用兩臺階法開挖，必要時設置臨時橫撐。隧道二次襯砌采用C35 混凝土，厚45 cm，監控量測數據趨于穩定后施作。

嚴重大變形支護參數：隧道初期支護采用雙層型鋼鋼架加強支護，第一層采用全環I20b 型鋼鋼架，鋼架間距0.6 m/榀；噴射混凝土采用C30 鋼釬維噴射混凝土，厚度27 cm，鋼釬維參量為40 kg/m3；第二層采用全環I22b 型鋼鋼架，鋼架間距0.6 m/榀；噴射混凝土采用C30 鋼釬維噴射混凝土，厚度29 cm，鋼釬維參量為40 kg/m3。襯砌內側預留30 cm 補強空間。隧道系統錨桿采用L為4 m 的Φ22 mm 組合中空錨桿（拱部）、L為8 m 的G32 自進式錨桿（邊墻）和L為3 m的Φ22 mm 組合中空錨桿（仰拱），間距0.8 m×0.8 m（環×縱）。

3 隧道施工變形及原因分析

令達拿隧道出現大變形段總長度超過700 m，其中中等大變形段落長度超過150 m，嚴重大變形段落長度超過100 m；隧道大變形造成侵限拆換拱段長度超過100 m。

3.1 開挖揭示地質

3.1.1 輕微大變形段

隧道上臺階掌子面段開挖揭示圍巖巖性為炭質千枚巖，局部夾團塊狀砂巖，弱風化狀夾強風化狀，受地質構造影響極為嚴重，節理很發育，掌子面普遍存在褶曲現象，巖體整體呈破碎狀，宏觀呈層狀結構，線路左側拱頂—拱腰—拱腳處巖體破碎呈角礫狀松散結構，且線路左側拱腰至拱頂處“小股狀”地下水發育，水量約10 m3/h，整體圍巖穩定性差。

3.1.2 中等大變形段

隧道掌子面開挖揭示圍巖巖性為三疊系上統炭質千枚巖夾團塊狀石英砂巖，強風化狀，受地質構造影響極嚴重，節理很發育，巖體整體破碎—極破碎，呈角礫狀松散結構，局部宏觀呈層狀結構，巖層走向與線路夾角約30°，傾角約50°且傾向線路左側，且層間結合差，軟硬不均，層理產狀變化頻繁，上臺階左、右兩側拱腰地下水發育狀態為線狀滴水，其余部位地下水發育為濕潤狀態，巖體風化作用強烈加之千枚巖遇水易軟化，開挖后由于地下水持續作用，巖體軟化造成圍巖強度降低，整體圍巖穩定性變差。

3.1.3 嚴重大變形段

隧道掌子面開挖揭示了圍巖巖性為三疊系上統炭質千枚巖夾團塊狀石英砂巖，受區域雅魯藏布江斷裂帶（F1-5-3）及構造影響非常嚴重，巖體呈強風化狀，節理很發育，巖體整體破碎—極破碎，呈角礫狀松散結構，整體宏觀呈層狀結構，局部呈褶皺現象，巖層走向與線路夾角約30°，傾角約50°且傾向線路左側，且層間結合差，巖質軟，層理產狀變化頻繁，拱部地下水發育狀態為線狀滴水，其余部位地下水發育為濕潤狀態，巖體受構造風化作用強烈加之千枚巖遇水易軟化，開挖后由于地下水持續作用，巖體軟化造成圍巖強度降低，整體圍巖穩定性差。掌子面圍巖如圖2所示。

圖2 嚴重大變形段掌子面圍巖

3.2 變形特征

3.2.1 變形量大且持續時間長

大變形隧道圍巖地質大多為炭質娟云千枚巖、板巖或炭質絹云千枚巖與變長石石英粉砂巖不等厚互層，圍巖變形時間長且遇水軟化，拱頂沉降和水平收斂等變形特征的時空效應明顯，長時間的持續變形易引發支護結構破壞，極易造成侵限甚至是坍塌。令達拿隧道碳質千枚巖夾石英砂巖富水段隧道開挖初期支護施作之后，變形仍以較快的速度長時間持續增加，隧道拱頂沉降最大速率261 mm/d，隧道周邊收斂最大速率275 mm/d，拱頂沉降最大值1 023 mm，周邊收斂最大值835 mm，變形持續時間基本在100 d 左右。隧道典型斷面收斂變形歷時曲線如圖3 所示，隧道典型斷面拱頂沉降歷時曲線如圖4 所示。

圖3 隧道典型斷面收斂變形歷時曲線

3.2.2 順層偏壓地層隧道開挖發生不對稱大變形

隧道DK240+160—DK242+619段洞身左側為順層偏壓，開挖揭示線路左側圍巖比右側更破碎，且存在股狀滲水，隧道開挖后出現不對稱大變形，左右側絕對位移量差異最大值達40 cm。

3.2.3 軟巖大變形段的變形量較難預測

復雜水文地質條件下軟巖大變形量難以預測，原來設計嚴重大變形段開挖預留變形量30 cm，實際開挖大變形遠超預留變形值，導致初期支護侵限換拱。

3.3 變形原因分析[7]

3.3.1 地質因素

隧道發生大變形段落位于雅魯藏布江縫合帶附近，洞身穿越風積砂覆蓋地層，埋深100～150 m，其中松散覆蓋層厚60～70 m，千枚巖覆蓋層厚40～80 m，巖體總體破碎—極破碎，存在順層偏壓；地下水發育，巖體受構造風化強烈加之千枚巖遇水易軟化引起變形。

隧道嚴重大變形段位置如圖5 所示。

圖5 隧道嚴重大變形段位置示意圖

3.3.2 勘察設計因素

勘察設計不詳導致設計支護參數偏弱，針對性不強。施工前對隧道水文地質環境調查和分析不細，其中隧道緊鄰雅魯藏布江彎道附近，隧道埋深100 余米，其中上部基本為河道沖刷堆積的砂層，隧頂約30 m 范圍為千枚巖夾石英砂巖交互地層，上部砂層等松散堆積體形成較大荷載，設計時未能考慮到上部荷載影響，隧道開挖后該段出現較大變形。隧道開挖預留變形量不足，嚴重大變形段預留變形量30 cm 遠小于實際變形值，導致初期支護侵限換拱。

3.3.3 施工因素

隧道開挖后初期支護仰拱未能及時封閉成環，不利于控制軟巖大變形隧道持續變形。臺階法開挖時，下臺階與仰拱分次開挖，導致仰拱初期支護不能及時封閉成環，不利于控制軟巖大變形隧道的持續變形。

4 大變形控制措施

4.1 地應力測試[8]

隧道洞內DK242+125 里程處施作一組地應力測試，測試結果如表1 所示。實測該段隧道地應力最大值為10.2 MPa，與線路走向夾角約85°。

表1 地應力測試結果統計表

4.2 大變形試驗段研究

為確定針對性支護參數和施工方法，先后開展3段試驗段施工，分段試驗段長度均為20 m。

4.2.1 DK242+135—DK242+115 段

該段上臺階線路右側已完成的初支在拱腰位置發生較大變形，變形速率超過10 mm/d，初支表面出現裂紋，局部出現初支砼脫落、格柵鋼架變形扭曲，且變形段落有沿隧道縱向向兩側發展趨勢。該段為第一段試驗段，初支內側按1.2 m 間距設置I20b 臨時工鋼套拱，鋼架底部設置I20b 臨時橫撐封閉成環。線路右側增設長3.5 m、Φ42 mm 鋼花管徑向注漿加固圍巖，鋼花管間距為1.2 m×1.2 m，加密量測斷面至5 m，加固完成且變形趨于穩定后，對侵限初支按Ⅴc 型復合式襯砌進行逐榀拆換，預留變形量調整至20 cm，全環采用I18 工字鋼、間距0.8 m。同時開展地應力測試、巖石強度和大變形監控量測，進行分析和總結。

4.2.2 DK242+115—DK242+095 段

該段作為大變形第二段試驗，支護參數如表2所示。

表2 隧道試驗Ⅱ段支護參數表

監控量測數據顯示，上述2 個試驗段內最大收斂值23.1 mm，最大拱頂沉降值21.4 mm，變形速率1.8 mm/d，證明試驗段支護措施對圍巖變形起到了有效約束作用。

4.2.3 DK242+095—DK242+075 段

考慮收斂及拱頂下沉值均較小，掌子面圍巖整體性有變好趨勢，將該段作為現場試驗Ⅲ段，主要目的是減小預留變形量，加大鋼架間距，取消臨時橫撐措施，具體如表3 所示。

表3 隧道試驗Ⅲ段支護參數表

4.3 支護參數和施工方法優化

隧道發生大變形，隧道初期支護以較快的變形速率長時間持續增加，變形難以控制，圍巖變形擠壓初期支護，鋼架產生扭曲變形破壞，初支噴射混凝土開裂。結合試驗段施工的參數和監控量測數據，對超前支護、預留變形量、開挖步序和施工工法進行了調整及優化[9-15]。

超前預加固措施。隧道拱部施作Φ89 mm 超前大管棚，環向間距0.3 m，縱向6 m/環，單根長9 m（具備條件的段落調整為15 m），注水泥-水玻璃雙液漿；拱部增設Φ42 mm 超前小導管，縱向間距2.4 m/環，單根長3.5 m，環向間距30 cm；嚴重大變形段上臺階掌子面采用Φ25 mm 玻璃纖維錨桿超前加固，錨桿每根長6 m，梅花形布置，間距1.5 m×1.5 m，縱向間距5.4 m，掌子面施作10 cm 厚C25 噴射混凝土臨時封閉。

調整預留變形量。隧道輕微大變形段預留變形量調整至20 cm，中等大變形段預留變形量加大至30 cm，嚴重大變形段預留變形量加大至60 cm。

調整開挖步序。隧道采用臺階法開挖，下臺階與仰拱一起開挖，縮短仰拱初期支護封閉成環時間，同時為第二層初期支護鋼架及時施作創造條件，有利于控制大變形。

施工工法調整。輕微大變形段開挖方法采用臺階法+臨時橫撐（必要時設置）工法；中等大變形段采用三臺階+臨時橫撐工法；嚴重大變形段采用三臺階+臨時仰拱工法；破碎圍巖段采用懸臂掘進機非爆破開挖減小對圍巖的擾動。

4.4 實施效果

隧道大變形段采用上述優化后的支護參數和施工方法，監控量測顯示平均變形數值明顯減小，輕微、中等和嚴重大變形段優化前后拱頂下沉及周邊收斂值對比情況如表4 所示。

表4 優化前后隧道變形數據對比表

5 結語

針對令達拿隧道埋深不大但變形較大的難題，開展地應力測試，通過3 個試驗段施工，優化支護參數和施工工法，減小了隧道大變形段變形量，保證了施工安全和質量，并提出以下建議。

隧道軟巖擠壓大變形影響半徑較大，采用長錨桿和剛性支護抑制較大變形；采用注漿鋼花管和自進式長錨桿，加強注漿工藝控制，配置適宜的長錨桿鉆孔和注漿機具，確保注漿壓力和注漿量，通過注漿加固改善隧道周邊圍巖，抑制開挖后較大持續變形。

隧道中等及以上大變形采用鋼纖維噴射混凝土，提高初期支護噴射混凝土抗拉強度，有利于抑制噴射混凝土變形開裂。

隧道中等及以上大變形段臺階法開挖，臺階設時橫撐（臨時仰拱），初期支與臨時支護及時封閉；隧道嚴重大變形段掌子面不穩定，尤其是千枚巖地層掌子面穩定性差，隧道開挖上臺階掌子面施作玻璃纖維錨桿超前加固，為短臺階開挖創造掌子面穩定條件，初支及時封閉成環，有利于控制軟巖持續大變形。

隧道嚴重大變形段初支采用雙層型鋼鋼架加強支護，增強初支抵抗變形能力，要根據監控量測得出的變形規律合理確定第一層和第二層鋼架預留變形量，單線斷面下臺階和仰拱同步開挖支護有利于及時施作第二層鋼架。

軟巖大變形隧道二襯施作過晚，可能造成初期支護變形持續發展，導致隧道失穩坍塌；二襯施作過早，可能使其受力過大而開裂，降低隧道結構耐久性。二襯施作時機尤為重要，軟巖大變形隧道可按變形速率2 mm/d 以內，且變形總體趨勢處于收斂狀態時施作二襯。