高地应力构造破碎带隧道大变形灾变机制及控制技术研究

李峰

(中铁十二局集团 第二工程有限公司，山西 太原 030032)

深部岩体构造复杂，地应力高，高地应力引发的软岩大变形问题一直困扰着深埋隧道的施工建设和后期运营安全。目前，国内外学者依托兰新铁路乌鞘岭隧道、兰渝铁路木寨岭隧道、瑞士Simplon 隧道等典型大变形隧道工程，就高地应力深埋软岩隧道的灾变演化机制及灾害防控技术开展了丰富的研究工作。对于高地应力软岩隧道大变形的灾变演化机制，CHEN 等[1]对木寨岭隧道自施工以来的失稳破坏进行详细的现场测量和统计分析，从地层条件、应力水平、工程认为因素等方面分析大变形成因，得出围岩的破坏模式包括剥落倾覆、弯曲破坏、剪切滑移和屈曲破坏4种类型；李磊等[2]以成兰铁路杨家坪隧道为工程依托，分析了高地应力层状陡倾千枚岩隧道的变形破坏机理，研究结果表明高构造应力、岩层产状和低围岩强度是大变形产生的诱因，隧道开挖后深部层状软岩主要发生层面的剪切破坏；师亚龙等[3]在对兰新铁路乌鞘岭隧道进行收敛监测的基础上探讨了深埋软岩隧道长期变形规律，揭示了高地应力软弱围岩显著的流变效应；陈桂虎等[4]通过分析成兰铁路云屯堡隧道的变形特征和地质成因，发现云屯堡隧道隧址附近发育的地下水进一步劣化了千枚岩地层的岩体强度，在高地应力环境下加剧了围岩的变形。对于高地应力软岩大变形隧道的灾害防控技术，兰新铁路乌鞘岭隧道开挖超前导洞提前释放围岩应力，减少后期在之后结构上的围岩压力，同时采用多层初期支护加大支护刚度以实现对隧道大变形的控制[5]；兰渝铁路木寨岭隧道采用超前预支护注浆、锚杆径向注浆和3层套拱支护等措施来加速围岩变形的稳定[6]；兰线铁路铁路茂县隧道依循“孔腔通畅+非收缩浆液+可简单验证和不可逆转灌注满浆”的综合性原则对锚杆施工工艺进行改进，以更好地抑制挤压性变形[7]。渭武高速木寨岭隧道通过不同的钻机成孔试验提出了低强度挤压性软岩隧道锚杆适宜施工机具及工艺[8]。中老玉磨铁路万和隧道于3 号斜井小里程段穿越燕山期侵入花岗岩，该段隧道最大埋深接近500 m。受云贵高原地区强烈切割地貌和复杂构造运动的影响，深埋环境下的硬质花岗岩出现挤压构造破碎带，地层节理裂隙发育、手掰易碎、自稳能力差，属于典型的硬质软岩。由于对这类构造破碎地层的软弱性缺乏一定的认识，导致隧道施工过程中大变形病害频发、变形控制措施滞后。高地应力深埋隧道大变形通常发生在低强度的软弱岩层中，既有的研究大多聚焦在变质片麻岩、片岩、千枚岩、页岩、泥岩和凝灰岩等典型的软弱岩层。硬质软岩，如破碎花岗岩，在深埋环境下发生大变形的案例很少，目前关于隧道穿越高地应力构造破碎带大变形灾变机制的研究并不多见，工程建设中应对这类地层的变形控制措施并未形成统一的认识。随着西南地区大量深埋长大隧道建设的开展，工程面临这类挤压破碎围岩大变形问题逐渐增多。本文以玉磨铁路万和隧道为工程研究对象，对高地应力构造破碎带隧道大变形破坏特征及灾变机制进行探讨，并进而有针对性地提出切实可行的变形控制措施，为今后类似的工程建设问题提供参考。

1 工程概况

玉磨铁路是“一带一路”倡议泛亚铁路中线的重要组成部分，起于云南省玉溪，止于中老边境的磨憨口岸，全长507 km。玉磨铁路万和隧道全长17.44 km，最大埋深约586 m，是玉磨铁路第2 长隧道，也是全线的重难点工程。隧道位于公鸡坡逆断层及李家山向斜2个活动断裂带之间，受构造影响严重，断层及褶皱发育，地质构造复杂。万和隧道于3号斜井小里程段穿越燕山期侵入花岗岩地层，该段落地质纵剖面图如图1所示。

图1 万和隧道穿越花岗岩构造破碎带地质纵断面图Fig.1 Geological profile of granite structural fracture zone

隧道开挖掌子面揭露地层为破碎花岗岩，节理裂隙发育，手掰易散(碎)，大部分岩体呈角砾土状，受构造影响极严重，自稳能力差，如图2 所示。测试大变形段隧区深孔地应力，最大地应力水平接近10 MPa，最大水平主应力与垂直应力平均比值约为1.0，计算围岩强度比属于高地应力环境。隧道穿越此类地层时极易发生大变形。由于对花岗岩深埋构造破碎带的软弱性缺乏一定的认识，隧道3 号斜井小里程最初采用全断面法施工，而后调整为三台阶法或三台阶法加临时横撑，对应的支护形式调整为Ⅴb 型复合式衬砌，初期支护采用I20b 型钢拱架+系统锚杆+27 cm 厚喷射混凝土+4.5 m长φ42锁脚锚管(见图3)。

图2 掌子面揭露岩性-破碎花岗岩Fig.2 Lithology of tunnel face-fractured granite

图3 Ⅴb型复合式衬砌设计图Fig.3 Vb type lining design

2 高地应力构造破碎带隧道变形破坏特征分析

2.1 万和隧道大变形基本情况

2018 年7 月至2019 年3 月，3 号斜井小里程段DK32+725～DK32+100 施工过程中持续发生大面积的围岩大变形，多个施工断面监测数据显示隧道沉降及收敛异常，造成初期支护混凝土开裂侵限，钢拱架扭曲变形，对万和隧道施工安全以及施工工期造成了极大影响。选取DK32+475～+415段典型段落进行分析。该段初期支护采用I20b 型钢钢架+喷射混凝土+系统锚杆的复合支护方式，拱架间距0.6 m。拱顶沉降累计变形最大值为763.9 mm，累计最大水平收敛为720.2 mm，远超过预留变形量。最大变形速率为121.1 mm/d。典型病害如图4所示。

图4 大变形典型病害情况Fig.4 Typical disease of large deformation

2.2 典型段落变形空间分布特征

结合现场的地质条件和隧道大变形段的具体情况，选取万和隧道典型大变形段落DK32+475～+415段的监测结果分析变形的分布规律。图5给出了这一监测段落的变形空间分布图。

图5 DK32+475～+415段变形空间分布Fig.5 Deformation profile in DK32+475～+415 sections

从图5 可以看出：段落DK32+460～DK32+435处于大变形状态，断面的拱顶沉降中台阶收敛和个别上台阶水平收敛均超过了预留变形量，需进行初支拆换。其余断面的个别位置如DK32+435断面的拱顶沉降和水平收敛也已逼近预留变形值，需进行预警加固处理。拱顶沉降最大值为763.9 mm，上、中、下台阶水平收敛的最大值分别为558.3，720.2 和396.7 mm，均位于DK32+460断面。

变形整体呈现拱顶沉降＞中台阶收敛＞上台阶收敛＞下台阶收敛。拱顶沉降与中台阶收敛量值较为接近。中台阶开挖后收敛变形显著，一方面说明地层侧向应力较大，另一方面说明中台阶开挖对地层扰动明显。下台阶收敛的整体水平相对较小，最大收敛值逼近但未超过预留变形量。说明上中台阶开挖后绝大部分围岩应力已得到释放，下台阶开挖后剩余需释放的变形能较小。个别断面变形分布规律有差异，说明不同里程断面掌子面挤压破碎程度不同。

2.3 典型断面变形演化规律分析

选取典型段落累积变形最大的断面DK32+460，绘制断面不同位置变形时程曲线和变形速率演化曲线如图6所示。

图6 DK32+460断面变形时程曲线Fig.6 Deformation evolution curves of DK32+460 section

从图6 可以分析得到：DK32+460 断面的拱顶沉降在上台阶开挖后20 d 内处于快速增长期，变形速率在第17 d达到最大值100.5 mm/d。开挖20 d后变形速率明显降低，进入缓慢增长期。但在第33 d 已经稳定的围岩变形速度又呈现增加的趋势，变形速率达到69.6 mm/d。这是因为围岩变形在发展至一定程度后出现松动破坏，拱顶产生作用于支护结构上的松动压力。截止至上台阶开挖后第50 d，断面拱顶累计沉降763.9 mm，远超预留变形量，拱顶初期支护侵入二衬设计边界；水平收敛以中台阶两侧变形最为严重。中导坑开挖后20 d内两侧收敛持续增大。开挖20 d 后变形速率有所降低但收敛变形仍缓慢增长。开挖30 d 后，变形逐渐趋于稳定，累计收敛变形达720.2 mm，边墙初期支护混凝土开裂侵限，钢拱架扭曲变形严重。

从初期支护变形演化过程可以看出，拱顶下沉、周边收敛在隧道开挖后前期呈现变形量值大，持续时间长，围岩对初期支护来压快的特点；受围岩松动效应的影响，拱顶沉降在变形发展后期出现不稳定，围岩变形速率发生二次增长。

3 高地应力构造破碎带隧道大变形灾变机制分析

3.1 应力释放效应导致变形量值大

高地应力软弱地层条件下隧道开挖应力释放使围岩内部受力状态难以平衡，导致断面变形量大。隧道的开挖卸荷使得原本处于三向应力状态下的围岩转变为二向应力状态，应力重新分布。一部分以变形能的形式释放，另一部分向围岩深部转移，发生应力重分布和局部应力集中，并不断调整以达到新的平衡状态[9]。隧道开挖后，断面周边的切向应力急剧增大，径向应力减小。过大的切向应力使自身强度较低的软弱围岩达到并超过其屈服极限，部分围岩处于塑性状态，隧道围岩将发生塑性剪切变形，隧道拱顶及两侧分别产生指向临空面的沉降以及收敛位移。

此外，二向应力状态下围岩的峰值强度急剧下降，且围岩塑性变形过程中伴随的强度软化和剪胀扩容又进一步加剧了挤压性大变形的发展[10]。孙闯等[11]通过三轴应力状态下的花岗岩应力−应变试验发现围压较小的条件下岩石达到峰值强度后迅速破坏，应力急剧下降，峰值强度随围压减小而降低。因此二向应力状态下的围岩有效强度比开挖前明显降低，在高地应力环境下极易达到屈服极限并失稳。同时，随着塑性变形的发展，花岗岩破碎颗粒之间的胶结物发生拉裂错动，使岩体的黏聚力和内摩擦角降低，围岩的强度参数和自承载能力随着其塑性变形的发展而减小，即进入应变软化阶段[11]。围岩后继屈服强度的不断降低，反过来加剧了变形的恶化。再者，岩石的屈服过程伴随有显著的剪胀扩容现象[12]。随着开挖卸荷，部分节理裂隙出现张开、滑移、剪切、爬坡错动等扩容现象，使岩石体积出现膨胀。剪胀扩容效应会导致围岩强度进一步恶化，从而引发更深的应力膨胀。

3.2 塑性流变效应促使变形持续时间长

围岩的流变效应是岩石应变状态随时间持续变化的力学特性，可以解释高地应力深埋软岩隧道围岩变形持续时间长、长期不收敛的原因。万和隧道DK32+460断面拱顶沉降和中台阶的水平收敛在开挖50 d 后变形才最终稳定。KINOSHITAN等[13]通过室内单轴蠕变试验发现花岗岩的流变属性显著。围岩的变形分为开挖卸荷后的瞬时变形和随时间逐步增长的长期变形。万和隧道大变形段在施工过程中控制了第1阶段的瞬时变形和部分第2 阶段的长期变形。但围岩塑性流变效应产生的变形仍在发展，围岩压力持续增大。一旦支护结构强度不足以抵抗持续增大的围岩压力，初期支护进而发生大变形破坏。

3.3 围岩松动效应引起变形后期发展不稳定

对于节理裂隙密集、破碎程度较高的深埋软岩地层，当围岩塑性变形发展至一定程度时，洞室周围的松动岩体会以自重的形式直接作用于支护结构，产生松动压力。围岩的松动效应引起变形后期发展不稳定[14]。万和隧道DK32+460 断面拱顶沉降在开挖后第33 d 内变形速度呈现二次增加的趋势。主要是由拱顶上方的围岩产生松动破坏导致。

图7 中，曲线GCC 是围岩特征曲线，曲线SCC 是支护特征曲线，分别代表作用于支护结构拱顶的围岩压力和支护结构施加在隧道洞壁的支护反力随断面径向变形的发展关系。隧道开挖后，当洞周地层处于弹性变形阶段时，作用在支护结构上的围岩压力随断面径向变形增大而线性减小；释放的应力增长到一定阶段，洞周会出现塑性区域，径向位移增长加快，呈非线性发展；若塑性区域持续扩大，塑性区范围内靠近洞周的岩体会发生松动破坏，产生松动压力，围岩特征曲线向上翘曲。此时随着应力释放程度的增加，作用于支护结构上的围岩压力不减反增。支护结构在围岩发生松动破坏后变形发展不稳定，发生二次增长。

图7 考虑松动效应的围岩特征曲线和支护特征曲线Fig.7 Ground characteristic curve considering the loose effect and support characteristic curve

3.4 支护抗力不足致使变形发展不可控

由于前期对深埋构造破碎带地层的软弱特性认识所限，万和隧道原设计为Ⅱ级围岩，Ⅱa型复合衬砌。初期支护仅采用锚喷网，支护强度远不能满足软岩隧道稳定性的要求。设计变更后的初支采用钢拱架+喷射混凝土支护方式，但相比于高地应力环境内部积累的变形能，支护结构所能提供的支护抗力仍十分有限，难以避免部分段落出现钢拱架扭曲变形、初期支护开裂侵限病害。同时，由于支护结构变形持续发展，围岩在塑性变形发展至一定程度后发生松动破坏，作用在支护结构上的松动压力使变形进一步加剧，变形发展难受控制。

4 高地应力构造破碎带隧道变形控制技术

由大变形灾变机制的分析结果可知，在高地应力构造破碎带地层中修建隧道时，应力释放效应产生的变形难以避免，而围岩松动效应会进一步恶化变形的发展。因此，工程建设中应遵循“让抗结合，刚柔并济”的支护理念。既要允许围岩产生一定的塑性变形以充分释放地层中积累的变形能，但当塑性变形发展至一定程度时，又应提高支护结构或围岩的抗压能力，防止围岩松动压力过大导致隧道失稳破坏。

为抑制围岩松动区域的扩展，控制围岩松动效应对变形后期发展的不利影响，万和隧道现场分别采用滞后注浆加固松动围岩的主动支护法，以及增设第2层钢拱架的被动支护法来控制隧道的变形。

4.1 主动支护—滞后注浆加固松动围岩

万和隧道在DK32+160～+120段采用滞后注浆的方式对围岩进行主动加固，以提高围岩抵抗变形的能力。结合现场监测数据和实际进浆效果，在隧道开挖后断面变形明显降低时开始注浆。对于高地应力构造破碎带地层，隧道开挖前和开挖后初期，岩体内部裂隙在高应力水平下压密性较大，超前掌子面注浆或在断面径向注浆时机过早，围岩的可注性较差，注浆效率较低[15]。同时，若注浆时机过早，围岩应力释放不充分，注浆层在平衡前会受过大的变形而破坏，使隧道重新失稳。因此应对开挖后的围岩采取滞后注浆，结合断面变形监测数据合理把握滞后注浆时机。滞后注浆的时机应在变形进入缓慢增长期后进行，在围岩变形速率明显降低时开始，但不能滞后于围岩发生松动破坏[15]。当变形发展至这一程度时围岩由整体性压缩向局部性扩张转化，新生裂隙发育，伴随张开度增大，围岩的可注性提高。但若注浆时机过迟，围岩发生松动破坏后的断面变形难以控制，此时注浆效果难以保证。

万和隧道现场注浆方式采用小导管径向注浆。径向注浆小导管为Φ42 mm，壁厚3.5 mm，长4.5 m 的无缝钢管，小导管布设为梅花形，间距为1.2 m×1.2 m，如图8 所示。注浆材料采用水灰比为0.8:1 的水泥浆，注浆压力不大于0.2 MPa。当注浆压力达到设计压力，浆液注入量达到设计值，不进浆或进浆量很少时，即可停止注浆。

图8 径向注浆加固围岩Fig.8 Radial grouting to reinforce the surrounding rock

选取DK32+155 作为典型断面进行分析，断面拱顶沉降随时间的演化曲线如图9所示。现场在开挖28 d 后进行围岩注浆。监测结果显示，断面拱顶沉降在经历快速增长期和缓慢增长期后进入变形稳定期，拱顶沉降逐渐收敛，第50 d 后达到稳定，后期未出现变形突增。说明滞后注浆有效加固了初支背后的松动围岩，显著提高围岩的承载能力，对抑制围岩松动效应、维护初支变形稳定起到了明显的控制效果。

图9 围岩滞后注浆后的拱顶沉降演化曲线Fig.9 Evolution curves of vault settlement after delayed grouting in surrounding rock

4.2 被动支护—增设第2层钢拱架

万和隧道DK32+338～+171大变形段在初期支护让压至一定程度后，于原初期支护的内侧增设第2层型钢拱架，以提高支护结构的抗压能力。第2 道钢拱架采用I22b 型钢，拱架间距0.6 m，立在强度满足要求的仰拱上。每道护拱的拱脚分别打设Φ42，L=4.5 m 的锁脚锚管。钢拱架之间用Φ22钢筋连接成整体，钢筋环向间距0.6～0.8m，内外侧间隔布置。现场设置第2 层钢拱架如图10所示。

图10 双层钢拱架变形控制措施Fig.10 Two layers of arch for deformation control

选取DK32+225 作为典型断面进行分析。现场在拱顶沉降达到450 mm 时增设第2 层钢拱架，并重新布点量测隧道变形，断面拱顶沉降变化曲线如图11 所示。在第2 层钢拱架的支撑作用下，DK32+225 断面拱顶沉降的变形速率整体大幅减小，累计变形随时间呈收敛趋势。2019 年4 月29号后拱顶沉降变形趋于稳定，变形速率未发生二次增长，说明第2层钢拱架对抑制围岩松动效应的发展、加速初支变形稳定起到了明显的支护效果。

图11 设置第2层钢拱架后DK32+225拱顶沉降演化曲线Fig.11 Deformation evolution curves of section DK32+225 after installation of the second arch

5 结论

1) 万和隧道大变形段拱顶沉降和中台阶收敛显著。隧道拱顶下沉、周边收敛在开挖后前期呈现变形量值大，变形速率快、持续时间长的特点。受围岩松动效应的影响，拱顶沉降在变形发展后期出现不稳定，拱顶沉降速率发生二次增长。

2) 应力释放、塑性流变、松动效应和支护抗力不足是大变形产生的内在机制。在高地应力构造破碎带地层中修建隧道时，开挖卸荷使围岩内部受力状态难以平衡，应力释放效应产生的变形难以避免；围岩的流变效应导致隧道变形持续时间长、长期不收敛；当断面变形增大至一定程度时，围岩的松动效应使拱顶沉降发生二次增长，且由于支护结构抗力不足，围岩变形难受控制。

3) 为抑制围岩松动效应对变形后期发展的不利影响，现场在初支让压至一定程度后，采用滞后注浆加固松动围岩的主动支护法以及增设第2层钢拱架的被动支护法来控制隧道围岩变形。监测结果显示隧道大变形病害得到治理，拱顶沉降未发生二次增长，说明2种支护措施能有效抑制围岩松动区域的扩展，控制围岩松动效应的不利影响。