炭質頁巖隧道擠壓性大變形機理探析及施工對策

魯兵艦

(中國鐵路西安局集團有限公司，陜西 西安 710054)

從20 世紀我國修建的蘭武鐵路二線烏鞘嶺隧道開始，近半個世紀以來，擠壓性大變形一直都是鐵路建設領域需要重點解決的技術難題。擠壓性大變形多出現在埋深較高、構造應力較大、地質活動歷史復雜、巖性多變的區域，體現為圍巖在隧道開挖后迅速松散、劣化甚至呈碎屑狀或泥狀，自穩能力迅速衰減，造成施工中的初期支護大變形、侵限、混凝土開裂、鋼架扭曲甚至圍巖垮塌等問題，給工期及成本造成嚴重影響[1]。阜川隧道是西安—成都鐵路客運專線的重要工程之一，位于大巴山區。隧道在施工中穿越奧陶系與志留系的巖性接觸帶，發生擠壓性大變形，導致施工進度緩慢，施工成本顯著增加。本文基于阜川隧道的現場調查，對施工中擠壓大變形的產生原因及機理進行分析和探討，并對阜川隧道應對擠壓性大變形的策略進行總結，旨在為今后類似工程提供有益參考。

1 工程概況

1．1 基本情況

阜川隧道位于陜西省勉縣境內，地處大巴山中低山區，平均海拔771 m，隧址區溝谷密集，地質構造復雜。隧道起訖里程為DgK271 +936．21 ～DgK280 +951．53，為雙線 隧 道，全長9 015． 32 m，最 大 埋 深 約456 m。DgK277 +880 ～DgK278 +170 為擠壓性大變形段，平均埋深約200 m。

1．2 地層巖性

阜川隧道大變形段主要圍巖為炭質頁巖。根據現場取樣，該圍巖中含有大量的碳化有機質，部分區段含有硫化鐵物質，還有呈片狀碳酸鹽斑點物散布于巖石中，呈灰黑色和黑色，部分區段巖石染手; 碳化泥質結構，薄層狀構造，巖質軟，層間結合力差，節理以微張和張開混雜，受節理與頁理互相切割影響，巖體破碎-極破碎;掌子面多處滴水，巖體遇水軟化。風化層厚10 m ～25 m，設計判定為Ⅴ級圍巖。

現場揭露炭質頁巖見圖1。

圖1 阜川隧道大變形段揭露圍巖情況

1．3 地下水情況

全隧道以弱富水區和中等富水區為主，初步設計階段采用降水入滲法對不同巖性地層單位長度涌水量進行計算，預測正常涌水量9 008 m3/d，可能最大涌水量45 040 m3/d。

1．4 隧道設計情況

隧道輪廓為三心圓，采用常規鐵路隧道復合襯砌，Ⅴ級圍巖的支護設計具體見圖2。隧道采用三臺階法開挖，設鎖腳錨桿，Ⅴ級圍巖中開挖進尺約為2 m。

2 擠壓性大變形機理分析

2．1 阜川隧道擠壓性大變形情況

阜川隧道大變形段原設計主要為Ⅳ級圍巖，但在掘進至大變形段后，實際揭示Ⅳ級圍巖僅有不足200 m，與原設計的1 360 m 相差達80%以上。由于圍巖性能遠低于設計預期，原支護設計無法穩定圍巖，導致隧道頻繁出現初支鋼架嚴重變形、鎖腳錨桿拉斷、二襯開裂甚至初支破壞、巖體溜塌等病害和事故，致使平均日進尺降低至2 m 以下。現場大變形情況見圖3。

圖3 阜川隧道大變形情況

2．2 擠壓性大變形原因分析

1) 圍巖軟弱。炭質頁巖是一種由黏土脫水膠結而成，含有大量碳化有機質的巖石，礦物成分主要為蒙脫石、高嶺石、云母、石英等，泥質結構，具有明顯的薄層理構造，質脆易風化，遇水還會發生崩解，強度進一步降低。根據現場取樣試驗結果，阜川隧道炭質頁巖的單軸飽和抗壓強度介于5 MPa ～15 MPa 之間，屬于工程軟巖。

2) 巖層產狀不利。巖層走向與隧道軸線接近平行，隧道側壁在較長區間內與巖層相交。大變形段炭質頁巖層理近水平分布，傾角為10° ～40°，隧道側壁在較長區間內與巖層相交。由于炭質頁巖層間結合力差，易造成支護結構受力不均勻而發生局部破壞。

3) 巖體結構面發育。大變形段圍巖發育有3 組間距0．2 m ～2 m 不等，長度多在1 m 左右的節理，節理長度多在1 m 左右。巖體被層面和節理面交叉切割，遇水后節理面強度下降，在開挖應力解除的作用下迅速變為松散體，喪失自穩能力。

4) 埋深較大，應力水平高。通過現場地應力測試[2]，隧址區的鉛直應力約為6 MPa，水平側壓力系數最高達到1．1，構造應力顯著。炭質頁巖段的巖體強度應力比小于0．3。

5)構造運動歷史復雜。大巴山中低山區有著復雜的構造運動歷史，造成該區域褶皺構造較多，有多條斷層破碎帶及巖性接觸帶。在這樣的條件下形成的圍巖十分復雜，軟硬交織，性質難以預料。圖4 為現場軟弱破碎腔中夾雜的圓盤狀硬質巖核。經初步推測，該類巖核是夾雜在巖性接觸帶中的硬質礦物，在頻繁的層間錯動下反復打磨而成。這是該區域地質構造及構造活動歷史復雜性的佐證之一。

圖4 軟弱破碎腔內的圓盤狀硬質巖核

6) 剝蝕作用明顯，基巖直接出露于地表。經隧址區踏勘，發現隧道軸線正上方山體地表多處出露有構造特征與隧道圍巖大致相同的強風化頁巖(見圖5) ，可以認為地表巖體與隧道圍巖從屬于同一個褶曲構造，巖體層理成為地表水入滲的通道，使圍巖極易在地表水源補給作用下發生軟化。

圖5 地表出露薄層狀基巖

2．3 炭質頁巖擠壓性大變形機理分析

1) 層狀巖體存在局部不利受力狀態。如圖6(a) 所示，對于巖層近水平的薄層狀巖體，若開挖面與層面方向接近平行，則圍巖的受力狀態類似數層疊合的板狀構件。不難想象，當地應力較大而巖體強度較低時，若支護不及時或支護剛度不足，則圍巖將會由距開挖面最近的巖層開始發生彎曲折斷，使斷裂處圍巖壓力迅速增加。由圖6(a) 中幾何關系可知，圍巖產生彎曲破壞的最不利部位為[3]:

其中，θb為彎曲破壞最不利部位的開挖面法線與水平方向的夾角;β為層面傾角。

若開挖面與層面方向呈一定夾角，層面強度低于巖石強度時，則巖體會產生沿層面發生剪切滑移的趨勢，使得滑移處圍巖壓力增大。如圖6(b) 所示，若層面摩擦角為φj，則圍巖產生剪切滑移的最不利部位為:

圖6 層狀巖體失穩模式

式(1) ，式(2) 說明，當巖層傾角很小時，隧道拱頂及上臺階拱腳處易承受較大圍巖壓力，使壓力線偏離支護結構的拱軸線，造成支護結構局部屈服乃至破壞。

2) 軟弱破碎腔形成高額散體圍巖壓力。如圖7 所示，若開挖面附近存在軟弱破碎腔，當開挖引起表層圍巖向洞內發生一定的位移后，破碎腔內巖體失去約束，在腔壁擠壓及重力作用下迅速轉化為碎散體并塌落。此時表層圍巖將承受破碎腔內巖體的散體壓力并傳遞給支護結構，壓力的大小與破碎腔體積、破碎腔位置及表層圍巖位移量的大小有關。并且，當散體壓力出現后，表層圍巖將產生進一步的位移，破碎腔內塌落范圍增大，進而導致腔壁圍巖松動塌落，使松散體體積增加，形成惡性循環。最終，表層圍巖勢必將頂破支護結構而掉落，破碎腔內的松散體隨之傾瀉而出。

圖7 軟弱破碎腔失穩破壞示意圖

3) 地下水位變動導致松動圈擴大。如圖8 所示，隧道開挖后，由于臨空面的出現，隧道周邊產生降水漏斗。地下水位以上的圍巖因為水的疏干，強度得到了一定的提高，因此其松動圈半徑相比受地下水影響的圍巖要小。而大變形段圍巖極為發育的節理裂隙和延伸至地面的層理結構使地表水入滲變得極為容易，加之隧址區地表河谷、沖溝較為密集，施工期間地下水位發生頻繁變化的可能性極大。隧道周邊地下水位的回升將導致圍巖強度下降，松動圈半徑因而擴大，最終導致圍巖荷載和地下水荷載提高，加劇了擠壓性大變形。

圖8 地下水位變動導致松動圈擴大示意圖

3 擠壓性大變形施工對策

3．1 擠壓性大變形控制理念

以往研究表明，對于擠壓性大變形隧道，僅靠支護結構的“強支硬頂”是不可取的。擠壓性大變形的控制理念可總結為“積極主動，剛柔并濟，控放結合”。所謂“積極主動”，是指不能期待圍巖具有自穩能力或支護結構可被動地承受全部圍巖荷載，而是要多采用錨桿、超前小導管等主動支護和加固措施，促進圍巖和支護結構形成聯合承載能力; 所謂“剛柔并濟”，是指要求支護結構在適當的時機具有適當的剛度和強度，這要求支護結構具有一定程度調節自身受力性能的能力，并且在施工中重視支護的時效性，講究適時施作、盡早封閉;“控放結合”則是指應將圍巖變形限定在一個適合的范圍，既要允許適當的收斂變形，而當變形發展至一定程度時又必須加以嚴格限制。

3．2 現場控制措施

在上述理念的指導下，阜川隧道采用了以下措施應對擠壓性大變形:

1) 采用雙層支護結構，增設臨時支護。當遭遇擠壓性大變形時，常規噴射混凝土支護可能會出現“柔有余而剛不足”的情況。采用雙層支護結構可彌補單層支護的不足，在第一層支護充分變形吸能后用第二層支護對其進行補強，控制圍巖變形的進一步發展，實現“剛柔并濟，控放結合”的要求[4]。阜川隧道大變形段的雙層支護參數為:a． 第一層支護: 全環H175 型鋼，間距0．6 m; 拱墻設 φ8@200 mm 鋼筋網;噴30 cm 厚C30 混凝土;b．第二層支護:全環Ⅰ22a 型鋼，間距0．6 m;噴26 cm 厚C30 混凝土;增設 φ22@1 000 mm 縱向連接筋以及4 道Ⅰ18 縱連型鋼。此外，為改善支護結構在施工過程中的受力狀態，在上臺階和中臺階開挖后分別增設臨時支撐以及時形成封閉式結構。上臺階采用Ⅰ20a 工字鋼，并噴20 cm厚的C30 混凝土，形成臨時仰拱; 中臺階開挖后采用Ⅰ20a 工字鋼橫向連接兩側鋼架拱腳，每2 榀鋼架施作1 榀橫撐。

2) 增加φ42 mm 小導管替代徑向系統錨桿，并采用大直徑鎖腳錨管。采用小導管替代徑向系統錨桿，一方面可以提高錨桿桿體性能，增加錨桿的主動支護力，另一方面可以作為徑向注漿加固的通道，增強圍巖自承能力，體現了積極主動的支護理念。大變形段采用長度為4．0 m 的φ42 mm 小導管，環向間距1． 2 m，縱向間距1．0 m，梅花形布置，打設范圍為拱部及邊墻。注漿材料為水灰比(質量比) 1∶1 的普通水泥漿，注漿控制壓力為1．0 MPa ～2．0 MPa，到達終壓后持續注漿10 min，并用體積比為1∶1 ～1∶0．6 的雙液漿進行補漿。此外，為應對鎖腳錨桿拉斷的情況，采用長度為6 m 的T76 自進式錨桿代替原鎖腳錨桿，并采用型鋼將鎖腳錨桿與鋼架可靠連接，避免了鋼架在擠壓性圍巖荷載作用下發生整體下沉。

3) 超前管棚配合超前小導管注漿加固掌子面。炭質頁巖掌子面僅可短時間自穩，需要進行超前加固以避免坍塌。此外，超前加固可提高掌子面的縱向約束作用，控制隧道的預收斂，改善掌子面附近支護結構的受力。阜川隧道大變形段采用超前管棚配合雙層超前小導管進行超前加固。管棚采用長15 m 的T76 自進式管棚，間距60 cm，外插角6° ～8°，打設范圍為拱部144°圓心角范圍內;超前小導管采用長4 m 的φ42 mm 鋼花管，水平搭接長度不小于1 m，間距30 cm，外插角10° ～15°。

4) 提高預留變形量。在大變形段的圍巖條件及應力水平下，原設計的30 cm 預留變形量不僅無法滿足“控放結合”的要求，更是在施工中難以實現，容易導致二襯施工凈空不足[5]。因此，大變形段采用100 cm 的預留變形量，其中第一層支護占70 cm，第二層支護占30 cm。

5) 調整二次襯砌施作及拆模時間。為避免二次襯砌承受過大荷載增量而開裂，擠壓性大變形隧道的二次襯砌原則上要求在初期支護變形基本穩定(拱頂沉降日增量小于0．5 mm/d) 后施作。但實際上擠壓性大變形可能持續數月甚至數年，因此許多工程實際采用拱頂沉降日增量小于3 mm/d ～5 mm/d 作為控制標準。根據現場對初期支護變形的監測情況，在上述大變形控制措施作用下，大部分斷面的收斂變形在開挖后40 d 左右可達到穩定，故以此作為二次襯砌施作時間控制標準。為保證二次襯砌質量，規定待其強度達到28 d 齡期強度的100%后方可進行拆模。

3．3 大變形控制效果

圖9 為阜川隧道大變形段實測累計位移分布圖。

圖9 大變形控制效果對比圖

圖9 中DgK278 +085 之前為未采用上述大變形控制措施(或僅采用部分措施) 的段落。可以看出，在采用控制措施之前，隧道各部位的累計位移量均較大，尤以拱頂和上臺階為甚，其中拱頂下沉最大達到798．6 mm，平均453．25 mm;上臺階收斂最大達到824．99 mm，平均273．37 mm(以上數值為包含支護拆換前后的變形量累計值) 。采用大變形控制措施后，隧道的收斂變形得到了明顯抑制，采用大變形控制措施段落的最大拱頂下沉為515．1 mm，平均214．96 mm;最大上臺階收斂284．8 mm，平均154．99 mm。采用大變形控制措施后，未發生包含二襯開裂在內的各類事故及病害，施工平穩通過大變形段。

4 結論

1) 阜川隧道炭質頁巖段發生大變形的原因主要在于圍巖軟弱、巖層產狀不利、巖體結構面發育、應力水平高以及構造運動歷史復雜。2) 炭質頁巖隧道的擠壓性大變形機理主要包括:層狀巖體存在局部不利受力狀態、軟弱破碎腔形成高額散體圍巖壓力和地下水位變動導致松動圈擴大。3) 擠壓性大變形的控制理念可總結為“積極主動，剛柔并濟，控放結合”，即采用錨桿、超前小導管等主動支護措施促進圍巖和支護結構聯合承載，適時施作具有足夠強度和適當剛度的支護結構，引導圍巖應力釋放的同時嚴格限制過大的圍巖變形。4) 通過使用雙層初期支護、臨時支護、徑向小導管注漿、大直徑鎖腳錨桿、超前管棚和超前小導管注漿，結合預留變形量和二襯施作時機的調整，可有效控制擠壓性大變形，避免溜塌、初支侵限、二襯開裂等問題的發生。