云屯堡隧道围岩大变形机制及控制技术

时间：2024-07-28

冉龙华

成兰铁路有限责任公司，成都610037

在高地应力条件下，泥岩、页岩、千枚岩等软岩在隧道开挖后易发生大变形，引起支护破坏甚至二次衬砌破坏等灾害，严重影响施工工期及安全。

国内目前对隧道软岩大变形问题已积累了不少的工程案例和经验，取得了不少成果，如乌鞘岭隧道［1-3］、木寨岭隧道［4-6］、大梁隧道［7］、毛羽山隧道［8］等。但由于地质条件千差万别，围岩变形影响因素和变形过程异常复杂，软岩大变形问题仍是隧道建设面临的一大难题。

成兰铁路所在区域是华南地块、华北地块及青藏地块夹持的川西北三角形断块区，地质构造复杂，新构造运动强烈。在高地壳应力作用下，成兰铁路多条隧道在施工中发生了软岩大变形问题［9-11］。其中云屯堡隧道3#—4#横洞工区，主要穿越千枚岩夹砂岩、炭质千枚岩夹砂岩地层，处于极高地应力下，在施工前期发生了严重的软岩大变形。本文研究云屯堡隧道严重大变形破坏形式及变形特征，深入分析大变形发生机制，提出控制措施，并通过现场监测验证控制措施的可靠性，为后续类似工程提供借鉴。

1 工程概况

云屯堡隧道地处龙门山断裂带、西秦岭断裂带、岷江断裂带构成的A形三角形断块中，如图1所示，具有“四极三高五复杂”的显著特点。

图1 区域地质构造格架

隧道洞身穿越岩层主要是千枚岩，岩体较破碎，

2 围岩大变形破坏形式及破坏特征

2.1 围岩破坏形式

施工前期，对该隧道的地质情况未能充分认识，施工过程围岩发生了不同程度的大变形，以千枚岩和炭质千枚岩为主，围岩破碎的洞段发生了严重的大变形。

主要围岩变形破坏形式有三种，如图2所示。

图2 围岩变形破坏形式

1）掌子面围岩崩解坍塌。4#洞D5K222+395断面，在开挖及初期支护后，掌子面向临空面发生坍塌。

2）初期支护结构破坏。4#洞D5K222+375—D5K222+400断面，拱顶初期支护喷射混凝土层产生开裂、剥落、掉块。3#正洞D5K218+820和4#横洞工作区PD1K222+400断面处，由于洞室两侧围岩挤压，钢拱架发生扭曲变形。

3）二次衬砌结构破坏。4#横正洞交叉口HD4K0+040—HD4K0+004处，二次衬砌产生多处开裂、破坏。

2.2 围岩大变形特征

通过施工现场考察结合变形监测资料，分析云屯堡隧道围岩大变形特征。

1）围岩变形量大，且以拱顶沉降为主。通过对比拱顶处与拱腰处的变形量可知，拱顶沉降变形远远大于拱腰的收敛变形，部分断面的拱顶沉降量甚至达到500 mm以上。如D5K222+445和D5K222+450监测断面，拱顶的累计沉降量均大于上台阶和下台阶累计收敛量，见表1。

表1 拱顶沉降与拱腰收敛量对比

2）前期变形速率大，且变形持续时间长。在隧道开挖后，前期变形速率较大，变化的波动也较大，后期围岩的变形速率逐渐减小并慢慢趋于稳定。D5K222+445监测断面的变形速率最高达到43 mm∕d，平均变形速率为3.8 mm∕d。该断面拱顶达到沉降稳定历时近90 d，上台阶开挖后围岩变形达到收敛稳定历时超过60 d，而中台阶开挖后围岩变形达到收敛稳定历时超过70 d。

3）变形量受地下水的影响严重。有地下水洞段的变形量普遍大于无地下水洞段的。以D5K222+410和D5K222+450监测断面为例（图3），D5K222+410断面无地下水出露，监测断面的拱顶围岩最大沉降量为207 mm；D5K222+450有地下水出露，监测断面的拱顶围岩最大沉降量为504 mm，约为前者的2.43倍。

图3 拱顶累计沉降量对比

3 大变形机制分析

何满潮等［12］将软岩的变形力学机制分为三大类，即物化膨胀型、应力扩容型和结构变形型。各类中又依据引起变形的控制性因素分为4或5个等级，共13个亚类。以这三种变形机制为基础，对云屯堡隧道围岩大变形机制进行分析。

3.1 物化膨胀型机制分析

为了揭示软岩大变形的内在原因，在千枚岩、炭质千枚岩洞段隧道掌子面取多组试样开展薄片鉴定，偏光显微镜下微观结构如图4所示。同时选取相应试样，采用DX-2700型X射线衍射仪（XRD）测量千枚岩的矿物成分，并进行了膨胀性试验，以判断隧道围岩变形与膨胀性的关系。

图4 D5K222+577断面偏光显微镜下微观结构

D5K222+577断面XRD衍射图谱见图5。可知，围岩的主要成分为云母、绿泥石、石英和伊利石，其中伊利石含量达到了32.50%～34.37%。通过膨胀性试验，测得3组试样的自由膨胀率分别为14.2%、25.8%、16.0%，均小于界限值40%。这表明隧道区的千枚岩属于非膨胀性软岩，伊利石类膨胀性矿物的膨胀作用并不是造成围岩大变形的主要原因。

图5 D5K222+577断面XRD衍射图谱

3.2 应力扩容型机制分析

应力大小对隧道围岩是否发生大变形有重要影响。为探究云屯堡隧道所处应力状态，进行了现场地应力测试和地应力的反演。

根据云屯堡隧道地应力测试及地应力反演结果，洞身附近的最大水平主应力约为15 MPa。实测值与反演值对比见图6。可知，实测值与反演值比较吻合。

图6 地应力实测值与反演值对比

根据点荷载仪、压力机在现场进行的饱水状态下的岩石抗压强度试验，得出千枚岩、板岩的强度各向异性特征明显。平均应力为：千枚岩垂直层面25.06 MPa，平行层面11.42 MPa；板岩垂直层面26.74 MPa，平行层面15.46 MPa。由此计算出千枚岩和板岩的岩石强度应力比，见表2。根据GB∕T 50218—2014《工程岩体分级标准》，强度应力比大于7时为一般应力状态，强度应力比在4～7之间为高地应力，小于4为极高地应力。

表2 岩石强度应力比

由表2可知，千枚岩和板岩均处于极高应力状态。应力扩容型机制是云屯堡隧道围岩大变形的主要机制。

3.3 结构变形型机制分析

云屯堡隧道受岷江活动断裂带影响较强烈，导致褶皱、揉皱、节理、裂隙发育，并且岩层层面多为炭质镜面，岩体间黏结力较低，不考虑层状结构面统计的岩体节理发育等密度图见图7。可以看出，优势节理裂隙共有5组。

图7 云屯堡隧道节理裂隙等密度图（单位：%）

当有优势结构面和层面倾向洞室内时，岩体便沿优势结构面和层面向洞室内发生滑移，造成大变形。云屯堡隧道内岩层多为陡倾，当岩层走向与洞轴线小角度相交时，洞室开挖形成较好的临空面，岩层受力不均导致弯曲，边墙内鼓，发生弯折破坏。因此，结构变形型机制也是造成云屯堡隧道围岩变形破坏的一种重要类型。

3.4 地下水软化型机制分析

除了上述三种变形机制外，地下水的软化作用是加剧云屯堡隧道发生严重大变形的主要原因之一。地下水的软化作用可以促成应力扩容型大变形（软化岩石作用），也可以促成结构变形型大变形（软化结构面作用）。在云屯堡隧道4#横正洞交叉区，地下水富集，渗流条件极好，水流量大。因此渗水压力较大，其作用于层理、裂隙也容易导致围岩发生大变形。

3.5 大变形机制综合分析

通过以上分析可知，云屯堡隧道3#—4#横洞工区的围岩同时受多种变形机制的作用，甚至在局部黏性土含量高的洞段，还伴随有物化膨胀型机制。

综上，云屯堡隧道围岩大变形最主要的控制因素除地层岩性、地质构造、地应力外，地下水也是造成大变形的重要因素。监测资料也表明，地下水丰富地段围岩变形量比无水或小水量地段大，在实际施工中须注意地下水对围岩稳定性的影响。

4 大变形控制措施

围岩大变形前按照Ⅴ级复合加强衬砌类型进行支护。大变形后，从几个方面对支护结构进行改进。

1）优化断面结构形式。针对以水平构造地应力为主的高地应力环境，采用加深仰拱的措施，形成近圆形断面以改善结构受力，提升结构抗力，其中开挖断面尺寸约为14 m（高）×15 m（宽）。

2）增加预留变形量。总预留变形量增加到45 cm，其中第一层30 cm，第二层15 cm。配合双层支护，逐步释放围岩压力，并确保足够的补强空间，避免侵限换拱。

3）强支护和分层支护。长短锚杆组合：拱部90°范围采用4 m长组合中空锚杆，拱腰至边墙采用10 m长中空锚杆，仰拱采用5 m长中空锚杆，锚杆间距0.8 m×1.2 m。双层拱架：双层HW200型钢，间距0.6 m。强锁脚：拱腰、拱脚设置6 m长的ϕ42锁脚锚管。双层C30喷射混凝土厚度分别为27 cm和23 cm。双层钢筋网：ϕ8钢筋，网格尺寸为20 cm×20 cm。

4）径向注浆。对于明显渗流水、股状出水洞段对其洞周5 m采用钢花管径向注浆。

改进后的支护结构见图8。

图8 严重大变形段支护结构示意

5 围岩大变形控制效果

云屯堡隧道3#—4#横洞工区已施工的严重大变形段落合计557 m。为探究采用大变形控制技术后的实际效果，对采取控制措施后的典型断面监控量测结果进行分析。

5.1 初期支护与围岩接触压力

分别在拱顶、左右拱肩、左右边墙及仰拱埋设6个测点，初期支护及围岩接触压力随时间变化的曲线见图9。可知：初期支护与围岩接触压力分布特点是拱肩和边墙接触压力大，拱顶和仰拱接触压力小，这与地应力状态相对应，压力最大值约为1 MPa；在仰拱施工后受力增长迅速，初期支护施作50 d后增长缓慢，100 d后受力趋于稳定。

图9 初期支护与围岩接触压力时程曲线

5.2 型钢受力

型钢内外缘受力随时间变化曲线见图10，同样布置6个测点。可知：型钢钢架在上台阶施工后拱部钢架应力增长较快，中下台阶施工时对拱部钢架应力影响较小，同时边墙处钢架应力增长较缓慢；当仰拱施工后，钢架拱部应力增长速率加大，而边墙处应力开始快速增长。钢架应力增长规律与初期支护和围岩的接触压力增长规律基本一致，在仰拱施工完成后，初期支护受力开始快速增长，受力也趋于均匀，这说明初期支护封闭成环的重要性。型钢受力大部分在200 MPa以下，小于钢材的屈服强度。

图10 型钢受力时程曲线

5.3 锚杆受力

拱肩及左右边墙锚杆受力时程曲线见图11。左右拱肩各布置1个测点，左右边墙各布置3个测点。可知，拱肩部位的锚杆轴力全部为压力，数值较小，集中在30～40 kN，但轴力增长时间较长；边墙锚杆轴力全部为拉力，其轴力增长可分为快速增长、缓慢增长和稳定阶段，锚杆施工后50 d左右轴力增长基本稳定，最大轴力约为120 kN。

图11 锚杆受力时程曲线