軟弱膨脹性泥巖隧道變形控制技術研究

范 軍 勝

(中國水利水電第七工程局有限公司 國際工程公司, 四川 成都 610213)

1 概 述

在軟弱圍巖隧道開挖過程中常伴有隧道變形發生。根據變形發生部位的不同可分為地表變形和洞內變形，其中地表變形又可分為地表沉降和地表滑移；而洞內變形則根據其部位的不同又可分為拱頂沉降、拱腳變形和基底變形。以熱帶雨林地區修建的某軟弱膨脹性泥巖隧道為例，其兩條隧道共有1 694 m處于Ⅴ級圍巖中，隧道開挖斷面面積為152.45～165.55 m2。該隧道的開挖采用挖機配合銑挖頭進行開挖。

由于隧道在開挖過程中會遇到滲流和震動，加之自身應力重新分配會導致隧道的各個部位產生位移或變形。變形不僅會影響到隧道的穩定、導致施工風險的產生，還會引起侵限問題，導致后續的襯砌施工要重新換拱，不僅影響工期，而且會給工程增加很大的成本。如果能夠確定隧道變形的機理、范圍和取值并在施工中進行動態優化，及時調整施工參數，將在加快隧道施工進度和降低安全風險的同時產生顯著的經濟效益。

關于隧道的變形機理，很多人都進行了研究。任博[1]等結合已有工程案例的數據，分析并得出整體沉降與支護閉合前的撓曲變形是隧道大變形主要來源的結論。郭波前[2]利用理論分析和現場實測數據反饋結果等綜合方法，綜合分析了高地應力區隧道的圍巖變形特征及機制，得出了圍巖變形分區的結論。李春清等[3]在對比總結前人研究成果的基礎上，提出了大斷面黃土圍巖縱向位移的變化曲線(Loess曲線)，并推出了黃土隧道圍巖的預留沉降量計算公式。陳智等[4]提出了基于隧道參數反演的隧道預留沉降量動態調整方法。楊建民等[5]通過現場測試結果，分析出鄭西高鐵賀家莊隧道的拱腳壓力過大是導致其初期支護沉降過大的主因。王鵬[6]經過對開挖過程中各工序過程變形量的研究，提出了圍巖總變形量的理論公式。

但是，以上隧道變形機理的分析多數為定性分析，而且分析預留變形量的較多，很多參數還只是依賴現場施工經驗或測量數據，而且在國內的工程施工實踐中沒有熱帶雨林的膨脹性軟弱泥巖隧道開挖案例。闡述了以印度尼西亞雅萬高鐵2號和4號隧道Ⅴ級圍巖開挖實踐過程為依托，結合開挖過程中的測量數據對軟弱膨脹性泥巖隧道進行的變形分析，及時掌握隧道變形信息并依據理論計算和測量結果對各種圍巖狀況下隧道的預留變形量進行了動態調整，確保了隧道施工安全，實現了初期支護面最小預留變形量及技術經濟優化的目標。

2 隧道變形原因分析

2.1 隧洞施工情況

(1)2號隧道。2 號隧道總長1 030 m，全段圍巖為Ⅴ級，表覆第四系更新統火山堆積層(Qos)黏土，下伏第三系中新統 subang 組(Msc)泥巖，黏土具有弱膨脹性，泥巖具有中等膨脹性，自由膨脹率為68%～80%，洞身范圍為全風化～強風化泥巖。隧道洞身存在基巖裂隙水，滲透系數為0.02 m/d，預測最大涌水量為905 m3/d，正常涌水量為382 m3/d。襯砌類型為 Vs-p-1和Vr-p復合式襯砌；超前支護采用φ89 mm 中管棚和φ42 mm超前小導管,施工采用三臺階臨時仰拱法或CRD法。2號隧道圍巖分段統計情況見表1。

表1 2號隧道圍巖分段統計表

(2)4號隧道。4號隧道總長1 315 m，其中Ⅴ級圍巖長度為664 m，分布的地層從新至老包括第四系坡積層(Qdl)黏土、第四系更新統火山堆積層(Qos)黏性土、碎石類土及泥巖(半成巖)；新生界安山巖(ha)；第三系中新統Jatiluhur組(Mdm)泥巖、火山角礫巖。 其中黏性土具中等膨脹性，自由膨脹率為42%～61%。水文地質條件為第四系孔隙潛水及基巖裂隙水，滲透系數為0.1 m/d，最大涌水量為859 m3/d，正常涌水量為328 m3/d。該段復合式支護類型為Vs-p-1，超前支護措施為φ108 mm超前大管棚+超前小導管。Ⅴ級圍巖施工工法為三臺階臨時仰拱法或CRD法， 4號隧道Ⅴ級圍巖分段統計情況見表2。

表2 4號隧道Ⅴ級圍巖分段統計表

2.2 沉降因素分析

眾所周知，在諸多文獻中已經闡述過隧道施工期發生沉降的原因。對于一般隧道而言，主要是施工期間的擾動致使圍巖內部的應力重新分配引起的變形，該變形由兩部分組成，分別是整體的向下沉降和結構的撓曲變形。但對于膨脹性泥巖而言，還應該包括泥巖軟化產生的膨脹變形，同時，施工期間的爆破擾動導致的沉降量也需要考慮在內。以下對導致圍巖產生變形的原因進行了分析。

2.3 初期支護施工時間

從隧道開始開挖到初期支護完成需要經歷開挖、出渣、排險、初噴、立架、掛網、打鎖腳、打超前小導管(上臺階)、注漿、噴漿等工作。在開挖與初期支護過程中因工序多、各施工班組交替作業、工序的銜接不暢和工序時間超標都會使初期支護時間增加。在沒有完成初期支護的情況下圍巖會持續風化、膨脹和軟化，而持續不斷的變形會導致初期變形增大，從而增加隧道的總變形量。

2.4 單循環進尺長度

單次進尺的長度一方面會影響各個工序完成該進尺的時間，另一方面也決定了該進尺施工過程中暴露在初期支護狀態下的面積。對于同樣的施工工法、同樣的施工班組，在不考慮單榀拱施作時工效差異的情況下，與每次進尺長度相比較，其進尺長度越長會導致所有工序的時間變長，也會成倍增加圍巖的暴露面積和時間。因此，進尺的長度將通過以上兩個因素直接影響隧道開挖的初期沉降量。

2.5 膨脹泥巖滲水產生的變形

為充分說明膨脹泥巖遇水膨脹對隧道變形的影響，選取了2號隧道和4號隧道進行說明，具體情況如下。

(1)2號隧道的膨脹變形。施工過程中，2號隧道DK74+817～DK74+789里程發生了較大沉降并全部侵限。

經現場踏勘發現，發生較大沉降部位附近的掌子面揭示圍巖上臺階為全風化泥巖，呈土夾碎石狀，中下部為強風化泥巖，少量滲水，拱頂全風化層穩定性較差，圍巖分級仍為Ⅴ級較差類型。掌子面覆土厚度約為23 m，附近地表距隧道中線右側17～30 m 范圍內幾處磚房出現較大的開裂，地表出現寬度為5 ～15 cm的貫通裂縫。

隧址區范圍內雨季部分沖溝內有季節性流水。現場施工記錄了2號隧道各施工里程的含水量及沉降量，2號隧道已施工里程含水量及沉降量對照情況見表3。

表3 2號隧道已施工里程含水量及沉降量對照表

(2)4號隧道的膨脹變形。在4號隧道施工過程中，DK77+000～DK76+945發生了較大的沉降變形并發生了侵限。在隧道掌子面前方約25 m(里程約DK77+020)地表處發現垂直線路方向、長度約為20 ～25 m、寬度約為10～30 cm的裂縫。在DK76+996斷面進行中管棚施工時管棚成孔向外股狀涌水明顯。暴雨過后，洞內初期支護漏水嚴重，單日最高沉降量達62.2 mm，位于DK76+988與DK76+991斷面的初期支護出現開裂，監控量測顯示兩天內K76+990處拱頂沉降達203 mm，裂縫寬度達5 cm；DK76+985.8～DK76+996左側拱肩部位初期支護明顯向內擠壓變形并已侵限，最大侵限量為39.8 mm。

現場施工記錄了4號隧道各施工里程的含水量及觀測到的拱頂沉降量。 4號隧道已施工里程含水量及沉降量對照情況見表4。

表4 4號隧道已施工里程含水量及沉降量對照表

結合2號隧道和4號隧道的涌水情況與對應的拱頂最大平均沉降值可以看出：水量較大時其相應的拱頂平均沉降值明顯偏大，兩者呈正相關關系。對于膨脹性泥巖隧道而言，遇水膨脹變形導致的沉降明顯。由此可知，軟弱膨脹性泥巖隧道的遇水膨脹變形也是引發隧道變形的一個關鍵性因素。

3 沉降量的確定

3.1 沉降量的表達式

隧道Ⅴ級圍巖的開挖采用三臺階臨時仰拱法,根據對文獻[6]進行的研究，施工期隧道圍巖的總變形量u可表示為：

u=u1+u2+u3+u4+u5

(1)

式中u1為掌子面未開挖時的超前變形；u2為掌子面開挖后至第一次觀測這段時間的變形；u3為上臺階開挖引起的變形；u4為中臺階開挖引起的變形；u5為下臺階開挖引起的變形。

同時，考慮到軟弱膨脹性泥巖隧道在開挖遇水之后要發生膨脹變形，因此，適用于軟弱膨脹性泥巖的隧道的總變形量可以表示為：

u=u2+u3+u4+u5+u6

(2)

式中u6為隧道泥巖膨脹引起的變形。

3.2 沉降量數值

目前，對隧道沉降量數值的確定主要有四種方法，分別是數值模擬、公式計算、工程類比和測量觀測。

數值模擬的方法見于諸多文獻[4]，[7～9]，主要是利用ANSYS等有限元軟件的CFD模塊進行模擬求解。

李春清等人對大斷面黃土隧道縱向位移進行了研究，發現圍巖縱向位移占總位移的比例在隧道半徑一半范圍內呈線性分布關系，其線性方程為：

y=ax+b

(3)

式中x為圍巖已知沉降距離開挖掌子面的距離與隧道開挖半徑的比值;y為圍巖縱向位移占總位移(Ur)的比例(%)；a為線性系數；b為初始位移比，兩者均可通過現場觀測數據反推得到。

工程類比是根據以往類似工程的變形數據進行類比套用。但由于熱帶雨林的膨脹性泥巖隧道難以在國內尋找到對應的類似工程，因此，該方法不適用。但是，可以根據已有施工段的變形情況，按照臨近施工部位的上中下臺階的分配系數反算隧道的最終沉降量。

測量觀測是在初期支護面上埋設觀測標進行觀測，通過觀測各個斷面的數據可以獲得相應的信息，從而根據處理結果進行預警和調整施工參數的方法。不同文獻中上中下臺階初期支護沉降量占總沉降量的比值見表5。

表5 不同文獻中上中下臺階初期支護沉降量占總沉降量的比值表

4 工程應用

為了檢驗以上方法在雅萬高鐵隧道施工中的適應性，項目部選取了2號隧道DK74+020～DK74+050和4號隧道DK77+963～DK77+993兩段作為試驗段進行了相關的觀測和分析試驗，結果發現：試驗段施工時采用設計的預留沉降量能夠滿足要求，并根據觀測結果反算出上臺階、中臺階、下臺階和隧底開挖初期支護過程中沉降值占總沉降的比例，并且換算出式(3)中的a、b值。最終通過試驗獲得了各項參數值，采用各種方法得到的沉降值及參數匯總情況見表6。

表6 采用各種方法得到的沉降值及參數匯總表

5 變形控制方法

5.1 變形量預測流程

采用上述方法進行預留沉降量預測后，通過監控量測法及時對沉降部位進行核對，對于與預測情況不符的情況及時進行調整。

5.2 變形量預測的實施

5.2.1 布置觀測點

對于Ⅴ級圍巖，大部分使用三臺階臨時仰拱法施工。現場根據施工工序的調整，少部分部位使用CRD法施工。三臺階臨時仰拱法開挖測線布置情況見圖1，CRD法開挖測線布置情況見圖2。

圖1 三臺階臨時仰拱法開挖測線布置示意圖

圖2 CRD法開挖測線布置示意圖

隧道內所有量測點均采用全站儀配合反光片進行觀測。所有量測點的觀測均嚴格按照《鐵路隧道監控量測技術規程》(Q/CR 9218-2015)中的要求觀測。在Ⅴ級圍巖中，量測點的布置為每5 m布設一個斷面，出現沉降突變時加密觀測頻次。

5.2.2 預測采用的變形量及數據處理方法

在現場施工過程中，應對量測到的數據及時進行整理、核對并繪制量測數據與時間的關系曲線，同時繪制與開挖面距離的關系曲線，再根據現場實際施工情況對數據進行處理回歸分析。

(1)依據回歸分析，預測位移、收斂、拱頂下沉并確定其最終值；

(2)以位移和時間曲線為基礎，根據位移、速率分析圍巖的支護穩定性。

5.2.3 變形控制標準

在隧道開挖過程中，如果隧道的實測最大位移超過極限位移，隧道很可能會發生失穩破壞。為確保隧道施工安全，在量測數據采集后應及時進行數據的整理與分析，嚴格按照隧道監控量測位移控制基準等級進行判斷并采取相應的工程對策。隧道初期支護極限相對位移參照表見表7。

表7 隧道初期支護極限相對位移參照表

根據位移控制基準，位移管理等級可以分為三個等級，位移管理等級及相應應對措施見表8。

表8 位移管理等級及相應應對措施表

6 工程應用效果分析

在采用上述基于各種變形量預測的動態調整方法后，該工程在雨季施工時水量大的情況下仍安全地度過了2號隧道DK74+200～DK74+220段和4號隧道DK77+963～DK77+993段。

7 結 語

基于變位控制原理，根據數值模擬、工程類比、公式計算和實際的觀測結果對已開挖部位的預留沉降量進行了系統研究，對幾種方法的適應性進行了對比分析，提出了針對不同圍巖類型和滲水狀況下預留變形量的控制方法，并以此作為控制隧道預留沉降量的預測依據構建了隧道開挖預留沉降量的動態設計體系，取得的主要結論為：

(1)在其他條件相同的情況下，隧道開挖至初期支護完成的時間長短對隧道的初期變形具有很大的影響；

(2)對于軟弱膨脹性泥巖隧道，隧道的滲水量和泥巖的膨脹特性直接決定隧道的膨脹變形量；

(3)對于同一條隧道而言，不同的預留變形量控制方法適應性不同，不能一概而論地進行照搬預測，一定要根據所施工隧道的工程地質特性對有效的預測方法進行識別，動態的選擇預測預留沉降量方法的組合以提高預測的準確性。

同時，各種方法預測的變形量可能會有所差異，但其所反映的基本原理和趨勢仍具有一定的指導意義，在施工過程中可以借鑒相應的規律作為變形量宏觀調整的依據。