高地應力炭質板巖單線鐵路隧道大變形控制技術研究

尹遜峰 （中鐵十六局集團第三工程有限公，浙江 湖州 313000）

近年我國中西部鐵路網建設步伐加快，西部高原地區鐵路隧道建設過程中出現的高地應力問題引起了廣泛的關注。國內外學者對高地應力造成隧道圍巖大變形的原因及處置措施進行了研究，Malan[1]研究了南非Hartebeestfontein一座金礦中泥質軟巖巷道在高應力條件下的大變形及支護結構，王樹英等[2]提出了高地應力軟巖隧道大變形特征，并提出了控制圍巖變形的支護方案，張民慶[3]基于釋放-約束平衡法提出高地應力軟巖隧道大變形控制措施，劉泉聲[4]針對應力的變形破壞特性，提出了底板綜合治理對策，Aiqing Wu等[5]對基于水電站引水隧道數據提出了巖體支撐措施。文章對高地應力炭質板巖隧道圍巖大變形的處置措施進行分析研究。

1 工程概況

隧道位于云南省西北部麗江至香格里拉鐵路螺絲灣站至花椒坡站區間，為電力牽引單線隧道，設計行車速度120km/h。全長10600m，隧道最大埋深約670m，最小埋深約38m。隧道位于青藏高原東南緣，沖江河左岸，上覆第四系全新統人工棄土塊石土、滑坡堆積層，崩坡積塊石土、泥石流堆積層、沖洪積層漂石土、坡洪積層粉質黏土、卵石土及坡殘積粉質黏土、粗角礫土、下伏基巖為三迭系上統（T2b）白云質灰巖夾板巖。

隧道區位于青藏高原東南緣之川滇菱形斷塊的西部邊界斷裂帶，地質構造復雜，是我國非常著名的滇西地震帶，構造運動巨烈。隧道巖體較破碎，風化差異大。其中不良地質為泥石流、滑坡、巖堆、巖溶、高地應力、順層、特殊巖土為炭質板巖。

隧道圍巖級別為Ⅳ～Ⅴ級，其中Ⅳ級圍巖地段設計采用Ⅳ級B型復合式襯砌，拱墻設置φ22mm砂漿錨桿，長度2.5m。拱墻設四肢格柵鋼拱架加強支護，縱向間距1.2m。拱部設φ42mm超前小導管，長4m/根，環向分布間距為0.5m，縱向間距2.4m，拱墻二襯采用35cm厚鋼筋混凝土。Ⅴ級圍巖地段設計采用V級B型復合式襯砌，其支護結構見圖1，拱部設置φ25mm組合中空錨桿，邊墻設置φ22mm砂漿錨桿，長度3m。設18號工字鋼架加強支護，縱向間距0.8～1m，拱部設 φ42mm超前小導管，每根長3～3.5m，環向間距 0.4m，縱向間距 1.6～2m，二襯采用40cm厚鋼筋混凝土。

圖1 隧道斷面及支護結構

2 隧道模型建立

2.1 模型網格

依據高海拔隧道內凈空界限要求，按設計斷面參數建立FLAC3D模型，隧道埋深370m，左右邊界120m，上下邊界為600m，縱深方向為1m，建立全斷面開挖的平面應變隧道模型，其網格劃分見圖2[6]。

圖2 模型網格劃分

2.2 模型參數

根據現場實測應力情況，豎向應力略＜水平應力，設1為側壓力系數，由重力形成初始地應力場，圍巖服從mohr-Coulomb屈服準則。

初期支護由系統錨桿和鋼拱架組合而成，其中錨桿彈性模量為40GPa，長度4m，直徑25mm，注漿外圈直徑120mm，粘聚力2MPa。格柵鋼架和噴射混凝土厚度35cm，彈性模量8GPa，密度2500kg/m3。超前小導管采用提高洞周巖體參數模擬，加固區厚度0.5m。根據勘察資料，隧道大變形段為Ⅴ級炭質板巖圍巖，其圍巖力學參數見表1。

圍巖計算參數 表1

2.3 計算過程

為實現隧道高地應力圍巖大變形過程，計算過程中進行動態監測，在隧道開挖后立即施加初期支護，而后采用時步控制監測密度，每500時步進行一次圍巖關鍵位置位移監測，并記錄其圍巖塑性變形形態，在2500時步后施加二次襯砌，每500時步進行一次圍巖變形監測，記錄2000時步后計算結束。

3 計算結果分析

拱頂圍巖豎向位移變化情況見圖3，拱底豎向位移變化情況見圖4。

圖3 拱頂豎向位移曲線

圖4 拱底豎向位移曲線

計算結果表明，在高地應力環境下，拱頂豎向位移不大，全斷面開挖完成后即完成了大部分沉降，在二次襯砌施加前沉降發展較快，二次襯砌施加后，沉降發展得到一定程度控制。拱底豎向位移發展較拱頂大，二次襯砌封閉成環后豎向位移得到了明顯控制[7]。

圖5為第500時步的位移速度矢量情況，圖6為500時步的水平位移情況云圖。

圖5 位移速度矢量

圖6 水平位移云圖

位移速度矢量表明，高地應力環境下水平收斂和拱底豎向位移速度明顯快于拱頂沉降速度，水平位移云圖（見圖7）表明在開挖完初期即發生了約600mm的水平收斂，與現場監測情況較為相似。

圖7 圍巖塑性區

根據圖7，可見在高地應力條件下，邊墻兩側圍巖塑性區出現惡性發展，直接影響隧道穩定性，拱底也發生了較大程度的塑性破壞，而且在開挖初期塑性區即已經形成，說明緊緊靠加強支護很難使得塑性區得到控制，應該結合設計和施工制定改進措施。

4 處置措施分析

針對上述大變形問題，對炭質板巖大變形段進行換拱設計，并提出超短臺階法施工方案，其斷面及支護形式見圖8[8]。

圖8 支護結構形式

為優化邊墻處受力性能，調整隧道開挖外輪廓曲率半徑，保持二襯內輪廓不變，全環設I18型鋼鋼架，縱向間距0.5m。拱部設置φ42mm超前小導管，長4m/根，環向間距為0.4m，縱向間距為1.6m。縱向鋼架間連接鋼筋直徑為φ25mm，采用“Z”形布置，縱向鋼筋接頭錯開設置于鋼拱架內側。同時，各臺階底部應加強縱向墊槽鋼的施工工藝，確保鋼拱架初支系統整體穩定性。將50%原設計系統錨桿的長度調整至4.5m或6m，環向及縱向間距均為1×1m，梅花形布置。開挖方法改為短臺階法或微臺階法，開挖后盡快封閉支護成環，及時施工二次襯砌。強化φ42mm鎖腳錨桿及注漿的施工工藝，確保鎖腳錨桿施工質量[9]。

圖9 處理前后圍巖位移曲線

圖9為拱頂和拱底位移曲線，設計和施工優化處置后，拱頂沉降比處理前略大，拱底豎向位移較處理前小，一方面原因在于隧道結構形式發生改變，應力重分布形式得以改變，拱圈形狀有助減小應力集中的程度，另一方面原因在于臺階法分部開挖，及時施工初期支護封閉成環有效控制了圍巖變形，但更加復雜的施工工序使施工要求變得更高。

圖10 水平位移云圖

計算結果見圖10，表明了水平收斂值得到大幅控制，邊墻圍巖塑性區范圍得到控制，塑性區形態趨于環狀，表明換拱后斷面形態更合理，分臺階開挖有利于控制圍巖塑性區發展[10]。

5 結束語

綜上所述，得出以下結論：

①高地應力軟巖施工過程中的圍巖大變形會嚴重影響鐵路隧道穩定，應將發展較快的邊墻塑性區作為重點對象處置；

②環狀斷面有利于減小圍巖應力重分布的應力集中程度，減少圍巖變形控制的難度；

③處置高地應力軟巖大變形問題不應僅僅局限于加強支護，應當從設計和施工方面提出綜合處置措施。