節理化炭質頁巖地層隧道圍巖大變形及控制技術研究

陽軍生，夏裕棟，方星樺，劉偉龍，王法嶺

(1.中南大學 土木工程學院，湖南 長沙，410075；2.中鐵十二局集團有限公司，山西 太原，030024)

我國中西部地區地勢起伏較大、地質構造強烈、地質環境復雜，區域內廣泛分布炭質板巖、頁巖、千枚巖等層狀變質軟巖，其具有構造層理及節理密集發育、巖體軟弱破碎、強度低、自穩能力差、遇水易軟化崩解、各向異性力學性質顯著等特征。當隧道穿越該類地層時，由于開挖卸荷和施工擾動作用，易引發支護結構裂損、變形侵限、圍巖失穩坍塌等問題，給層狀軟巖隧道施工和設計帶來極大挑戰[1]。

目前，國內外學者在層狀巖體隧道變形破壞特征方面進行了大量研究。郭健等[2]通過對香麗高速海巴洛隧道圍巖位移進行監測，發現圍巖大變形主要產生在上臺階開挖階段且圍巖變形呈不對稱分布。李曉紅等[3]基于共和隧道現場實測數據，分析了層狀巖體的破壞特征，指出圍巖變形破壞區沿垂直層理面方向而非沿最大主應力方向分布。ZHANG等[4]結合室內試驗和數值模擬手段，發現影響薄層板巖隧道變形的主要因素是層理傾角、埋深、圍巖的吸水率和軟化系數。FANG等[5]基于一種FDM-DEM的建模方法，分析了敞開式TBM施工過程中層狀巖體的漸進破壞過程。張立鑫等[6]通過在2種巖層間設置接觸面以模擬層理面，從而建立了三維有限元數值模型，研究了不同巖層傾角下的軟硬互層隧道變形規律。

在層狀軟巖隧道大變形的控制和治理方面，曹興松等[7]針對陡傾小交角層狀巖體隧道，提出采用非對稱非均長布置的錨桿支護系統來控制圍巖的非對稱大變形；吳發展等[8]提出要增大初期支護的強度與剛度，采取以抗為主的強支護措施；趙勇等[9]針對該類隧道大變形特征，進行不同支護參數的現場工程試驗，提出支護系統的改進措施；沙鵬等[10]針對新建蘭渝鐵路深埋隧道中出現的非線性大變形破壞現象，提出了以關鍵區域定向支護為核心的支護措施；資曉魚等[11]基于成蘭鐵路楊家坪隧道，提出采用“長短組合”的錨桿布置體系來抑制圍巖塑性區的擴展。

目前，針對節理化巖體隧道變形控制，現有研究主要集中于定向錨固和優化支護參數等被動支護措施，而通過地層預加固以改變圍巖自身特性的變形控制技術有待進一步研究。本文依托某高速鐵路XHS隧道工程，結合現場監測、離散-連續耦合數值方法分析節理化炭質頁巖地層圍巖大變形及破壞機理，提出采用地層預加固控制圍巖大變形，并通過現場試驗手段驗證以地層預加固為主的變形控制技術的應用效果。

1 工程概況

某高速鐵路XHS隧道位于湖南湘西，全長5 930.49 m，為設計速度為350 km/h的單洞雙線隧道，隧道最大埋深約為383 m[12]。隧道進口DK26+200—DK26+657穿越F1(花垣—張家界斷裂帶)斷層、F2斷層及其斷層影響帶，洞身主要穿越寒武系下統牛蹄塘組炭質頁巖地層，局部夾斷層泥及角礫巖，薄層狀構造，層理傾角為20°～30°。圍巖構造裂隙發育，巖體破碎，呈鑲嵌碎裂結構，炭質頁巖礦物成分主要為綠泥石、云母、石英、長石和黃鐵礦。地下水主要為構造裂隙水，弱發育。圖1所示為XHS隧道部分區段地質縱斷面。圖2所示為XHS隧道揭露炭質頁巖。

圖1 XHS隧道地質縱斷面[12]Fig.1 Geological longitudinal section of XHS tunnel

圖2 XHS隧道揭露炭質頁巖Fig.2 Exposed carbonaceous shale in XHS tunnel

XHS隧道DK26+200—DK26+657段隧道支護設計為復合式襯砌，初期支護采用噴錨支護，輔助措施采用直徑為89 mm的超前長管棚(套打直徑為42 mm的超前小導管)，二次襯砌為模筑鋼筋混凝土[12]。該區段隧道支護設計襯砌類型包括Ⅴc、Ⅴc2、Ⅴd2這3種，其中Ⅴd2型襯砌為雙層初期支護復合式襯砌，各襯砌類型支護參數見表1[12]，Ⅴc型襯砌斷面如圖3所示。

表1 各襯砌類型支護參數[12]Table 1 Support parameters for each lining type[12]

圖3 Vc型襯砌斷面設計圖Fig.3 Section design of Vc lining type

XHS隧道于2017年11月開工，隧道設置2座輔助坑道，按6個作業面分別組織對向施工。受復雜地質影響，進口施工段頻繁出現圍巖大變形現象，施工效率低，截至2021年1月28日，4年內進口端僅施工300 m左右。

隧道DK26+200—DK26+657段穿越節理化炭質頁巖地層，圍巖構造裂隙發育、巖體破碎，施工中出現顯著圍巖大變形現象。根據現場監測，隧道拱頂沉降量均超過1 000 mm，上臺階及中臺階水平收斂量均超過800 mm，拱頂沉降量累計最大值達到1 397 mm，水平收斂量累計最大值達到918.7 mm，如圖4所示。該段圍巖變形量較大，且因薄層狀構造和層理傾角作用而呈現非對稱特征，如圖5(a)所示。初期支護封閉成環后圍巖變形仍持續增大，鋼拱架屈曲變形等破壞頻繁發生，給施工帶來極大困難，如圖5(b)所示。

圖4 XHS隧道大變形段典型斷面圍巖累計變形量Fig.4 Accumulated deformation of surrounding rock in typical section of large deformation section of XHS tunnel

圖5 圍巖與支護結構變形破壞Fig.5 Deformation damage of the surrounding rock and supporting structure

在XHS隧道大變形段施工期間，雖然采取了一系列措施，如增設鋼拱架鎖腳錨管及縱向連接、設置雙層初期支護、增加臨時仰拱和豎向支撐等強支護措施，并采用增大仰拱深度、優化隧道開挖輪廓的方式來改善結構受力，但在施工中均未有效解決圍巖大變形問題。

2 節理化圍巖變形破壞數值分析

為探究炭質頁巖圍巖變形破壞機理，基于PFC/FLAC離散-連續耦合程序建立節理化炭質頁巖地層隧道開挖施工數值模型，即在模型核心區域范圍內通過PFC離散元塊體(RBlock)模擬圍巖，其他區域采用FLAC有限差分網格進行模擬[13]，從而分析節理化炭質頁巖地層隧道開挖施工破壞機理。

2.1 離散-連續耦合分析模型建立

在PFC/FLAC耦合分析中，連續域與離散域通過二者之間的接觸邊界實現耦合，即需要在連續域實體單元和離散域顆粒之間創建PFC耦合墻。在計算過程中，顆粒作用在墻體上的接觸力和接觸力矩將通過墻體傳遞給實體單元，實體單元節點的位置和速度信息也將通過墻體傳遞給離散域顆粒，從而實現離散域和連續域的耦合分析[14]。

DK26+347斷面埋深約50 m，上覆巖體主要為炭質頁巖，現場監測顯示該斷面拱頂沉降量為342.1 mm，水平收斂量為275.3 mm，非對稱大變形特征較明顯。綜合考慮炭質頁巖地層圍巖大變形特征和計算效率，以DK26+347處大變形斷面為典型斷面，采用PFC/FLAC離散-連續耦合程序建立1個長×寬為100 m×100 m的二維模型，左右邊界及上下邊界距離隧道中心均為50 m，埋深為50 m，隧道真實埋深荷載以等效荷載代替，如圖6所示。隧道周圍長×寬為45 m×45 m的核心區域采用PFC離散元塊體(RBlock)模擬，核心區域外采用FLAC連續介質單元模擬。在整個核心區域中生成控制邊長為0.2 m的隨機六面體塊體，并生成間距為0.4 m、傾角為25°的貫通層理切割塊體，模擬實際工程中炭質頁巖地層的層理分布形態。為了較好地呈現節理化炭質頁巖的非對稱破壞特征，模擬中未考慮支護結構的作用。模型頂部邊界為自由邊界并施加應力以模擬上覆巖層自重，左右邊界約束水平方向位移，底部邊界設置固定約束。

圖6 XHS隧道離散-連續耦合計算模型Fig.6 Discrete-continuous coupled calculation model of XHS tunnel

2.2 計算參數選取

本研究采用PFC/FLAC離散-連續耦合程序，需要設置連續介質單元的宏觀力學參數以及離散塊體接觸的細觀力學參數，其中，連續介質單元采用摩爾-庫侖本構模型，具體參數如表2所示。離散塊體細觀接觸采用無軟化的軟黏結本構模型，細觀接觸參數通過工程類比法[15]確定，具體參數如表3所示。

表3 離散塊體細觀接觸參數Table 3 Microscopic contact parameters for discrete blocks

2.3 圍巖非對稱破壞機理分析

2.3.1 圍巖變形特征

隧道開挖后圍巖總變形量分布特征如圖7所示。由圖7可知，隧道開挖后整體變形均較大，且拱部變形破壞最顯著。圍巖變形最大值為250.0 mm，發生在左拱肩位置，兩側邊墻和仰拱位置變形較小，圍巖變形量雖與現場實測略有不同，但整體表現為拱頂沉降量顯著大于水平收斂量，與現場實測所得圍巖變形規律一致。受層狀炭質頁巖各向異性力學行為影響，圍巖呈現出拱頂沉降量“左大右小”的非對稱變形特性，圍巖變形主要集中在強度最弱的層理法線方向，平行層理方向變形相對較小，表現為左拱肩部位變形量大于右拱肩部位變形量，右仰拱部位變形量大于左仰拱部位變形量。

圖7 圍巖總變形量分布特征Fig.7 Characteristics of the distribution of the total deformation of the surrounding rock

通過在隧道拱頂、左拱肩、右拱肩位置分別布置3個拱頂沉降監測點，在隧道左邊墻、右邊墻位置分別布置2個周邊收斂量監測點，對圍巖變形進行監測。監測結果表明，XHS隧道圍巖變形量較大，且拱頂沉降量從大到小依次為左測點、中測點、右測點，拱頂左、中、右測點沉降量分別為245.5、212.9和160.0 mm，水平收斂量為159.1 mm，拱頂沉降量均大于水平收斂量，且左拱肩變形量遠大于右拱肩變形量，呈現了圍巖非對稱大變形特征。數值模擬所得圍巖變形規律與現場實際圍巖變形特征相符，說明數值模擬計算參數選取較為合理。

2.3.2 圍巖破壞特征

圖8所示為隧道施工過程中顆粒接觸力演化特征。由圖8可知，隧道上臺階開挖后拱腳部位顆粒接觸力顯著增大，隨著施工工序推進，受施工擾動作用，深部圍巖接觸力也顯著增大。顆粒間接觸力的演化可反映巖體內部應力變化規律。當顆粒間的接觸力超過黏結強度時接觸會出現破壞，這在宏觀上體現為應力超過圍巖強度時圍巖出現破壞并進入卸荷狀態(圖中黑色虛線標記范圍為卸荷區域)。由圖8可知，上臺階開挖后，拱部上方和右拱腳下方淺部圍巖接觸力顯著下降，圍巖進入初始卸荷狀態。隨著中臺階、下臺階開挖，卸荷范圍不斷向其他部位擴展，最大卸荷深度由3.2 m分別增大為6.1 m、8.1 m，且垂直層理方向的左拱肩和右仰拱部位卸荷深度相對較大，圍巖卸荷區域呈現出明顯的非對稱分布特征，且具有動態發育特點，隧道開挖完成后，總體卸荷區域顯著增大。

圖8 施工過程中顆粒接觸力演化特征Fig.8 Characterization of particle contact force evolution during construction

在隧道開挖后的應力釋放過程中，部分顆粒間的接觸黏結區域會在切向接觸力和法向接觸力超過黏結強度時發生剪切破壞或張拉破壞。當一組塊體與周圍塊體之間的接觸區域全部斷裂破壞時，該塊體會更新為新的碎片，即視為松動塊體，見圖9。圖9中，綠色代表未松動塊體，其余顏色代表松動塊體。隨著施工步序的推進，圍巖松動區范圍逐漸增大。根據層狀巖體破壞理論[16]，隧道開挖后，巖體破壞模式包括彎折破壞和滑移破壞2種。上臺階開挖后，由于隧道層理面法線方向首先出現彎折破壞，隧道拱頂和左拱肩部位出現少量松動塊體，其他部位未見松動現象，松動區域最大深度范圍為2.8 m，位于拱頂位置。隨著中臺階施工，隧道右側開始沿層理面發生滑移破壞，隧道松動塊體數量開始迅速增加，且主要集中在隧道拱部，隧道兩側邊墻部位不發育，最大松動區深度出現在拱頂，達到9.4 m。隨著下臺階進一步開挖，隧道右側滑移破壞程度進一步加大，圍巖松動區進一步向深部圍巖擴展并全環分布貫通，形成了較大的圍巖松動圈，松動圈最大深度達到12.7 m。在圍巖松動區漸進累積擴展過程中，上、中臺階開挖后松動區明顯呈對稱發育分布，下臺階開挖后雖由于右側滑移破壞導致松動區最深處位于拱頂右側，但松動圈整體依然呈現出沿層理法線方向兩端較沿層理方向發育明顯的特征，松動區整體呈非對稱發育分布。

圖9 圍巖松動區演化過程Fig.9 Evolutionary process of the surrounding rock loosening zone

隧道開挖的數值模擬結果表明，在節理化炭質頁巖無支護狀態下，受節理化炭質頁巖各向異性力學特性影響，圍巖變形總體表現為拱部最大、邊墻次之、隧底最小，呈現出明顯的非對稱大變形模式。隧道開挖后，應力集中區域不斷向隧道全環擴展，并逐漸向深部圍巖轉移，而后部分圍巖進入卸荷狀態并形成松動區，松動區呈非對稱發育分布，當卸荷達到一定程度時圍巖出現松弛解體，最終在宏觀上表現為圍巖非對稱大變形。

3 地層預加固控制效果分析

針對XHS隧道采用強支護措施后圍巖變形控制效果不佳的情況，結合已有工程實際[17]，根據巖土控制變形原則[18]，提出采取地層預加固的圍巖控制方案，通過離散-連續耦合數值計算方法進行分析驗證。

3.1 模型建立與參數選取

由上述炭質頁巖隧道變形破壞特征可知，隧道變形以及松動區發育范圍主要集中在隧道拱部位置，因此，考慮將地層預加固范圍設置在隧道起拱線以上環向180°范圍內。在離散-連續耦合模型的基礎上，設置隧道上半斷面為加固區，加固圈厚度取8.0 m(見圖10)，按三臺階法開挖方式，對隧道開挖施工圍巖變形破壞情況進行分析，其中，連續介質單元模擬時服從摩爾-庫侖破壞準則，具體參數如表2所示，未加固區及加固區細觀接觸參數如表4所示。

表4 未加固區及加固區細觀接觸參數Table 4 Unreinforced area and reinforced area microscopic contact parameters

3.2 控制效果分析

3.2.1 圍巖變形特征

實施地層預加固后隧道開挖圍巖總變形量分布特征如圖11所示。實施地層預加固后，隧道開挖后整體變形顯著減小，圍巖變形最大值降為80.0 mm，發生在拱頂部位，拱頂沉降 “左大右小”的現象明顯減少，圍巖非對稱變形得到一定控制。

圖11 地層預加固后圍巖總變形量分布特征Fig.11 Characteristics of the distribution of the total deformation field of the surrounding rock after pre-reinforcement of strata

地層預加固前后圍巖累計變形對比如表5所示。實施地層預加固后，隧道開挖拱頂沉降量雖仍呈現出左測點沉降量、中測點沉降量、右測點沉降量逐漸減小的非對稱模式，但相應測點變形量分別為73.5、68.0和55.7 mm，相較于未實施地層預加固時的變形量降幅依次為70.1%、68.1%、65.2%；同時，水平收斂量為54.0 mm，降幅為66.1%?？梢?，采取地層預加固措施后，圍巖力學性能明顯提高，圍巖變形量較加固前減小65%以上，圍巖變形控制效果顯著。

表5 XHS隧道地層預加固前、后圍巖累計變形對比Table 5 Comparison of cumulative deformation of surrounding rock after pre-reinforcement of XHS tunnel strata

3.2.2 圍巖破壞特征

圖12所示為隧道實施地層預加固后顆粒接觸力演化特征。實施地層預加固后，上臺階開挖后并沒有明顯出現卸荷區域，隨著中臺階、下臺階開挖，卸荷區域最大深度依次為3.5 m和5.1 m。隧道開挖完成后卸荷范圍明顯小于未實施地層預加固時的卸荷范圍，且垂直層理方向的左拱肩和右仰拱部位卸荷深度顯著減小，圍巖卸荷范圍非對稱形態明顯減弱，表明地層預加固可有效維持顆粒的接觸狀態，抑制了卸荷區域的持續擴展。

圖12 地層預加固后顆粒接觸力演化特征Fig.12 Characterization of particle contact force evolution after stratigraphic pre-reinforcement

圖13所示為隧道實施地層預加固后施工中圍巖松動區演化過程。圖13中，綠色代表未松動塊體，其余顏色代表松動塊體。地層預加固前后各工序卸荷區域和松動區的最大深度對比如表6所示。

表6 地層預加固前后卸荷區域和松動區最大深度對比Table 6 Comparison of the maximum depth of unloading area and loosened area before and after stratigraphic pre-reinforcement

圖13 地層預加固后圍巖松動區演化過程Fig.13 Evolutionary process of the surrounding rock loosening zone after stratigraphic pre-reinforcement

隨著施工的進行，相較于地層預加固前，各施工工序下預加固地層卸荷區域最大深度和最大松動區深度均減小，下臺階開挖后圍巖松動范圍顯著減小，且松動區非對稱發育分布形態明顯減少，表明地層預加固后，圍巖力學性質明顯改善，穩定性顯著增強，抑制了圍巖松動圈的持續擴展。因此，采取地層預加固方法可望有效解決XHS隧道圍巖大變形控制難題。

4 工程應用

數值分析結果表明采取地層預加固可以有效控制節理化炭質頁巖地層圍巖大變形，因此，選取XHS隧道進口DK26+270—DK26+290里程段進行洞內超前帷幕注漿加固現場試驗，并通過鉆孔檢查、開挖揭露、施工變形監測等方法對其加固效果進行檢驗，探究地層預加固對軟弱炭質頁巖隧道圍巖變形實際控制效果。

4.1 地層預加固措施

4.1.1 洞內帷幕注漿加固

利用隧道已開挖上臺階進行洞內超前帷幕注漿，重點加固隧道上半斷面，加固范圍為開挖輪廓線外8 m。注漿孔設計見表7，帷幕注漿加固設計見圖14。

表7 注漿孔設計Table 7 Design of grouting hole

圖14 帷幕注漿終孔注漿斷面Fig.14 Final hole grouting section of curtain grouting

根據鉆孔出水量，合理選擇普通水泥單液漿和普通水泥-水玻璃雙液漿，注漿材料的配比及適用條件見表8。超前帷幕注漿按照“由外到內，由下至上，同一圈孔間隔施工”的原則，實施約束-擠密注漿。其中，每圈將奇數孔作為先序孔先注漿，偶數孔作為后序孔后注漿。

表8 注漿材料配比參數Table 8 Proportional parameters of grouting material

4.1.2 超前管棚加固

XHS隧道炭質頁巖軟弱破碎，為防止開挖過程中掉塊、塌方，試驗段在隧道拱部140°范圍內施作超前管棚。超前管棚采用直徑為89 mm的熱軋無縫鋼管及鋼花管，長度為10 m，環向間距為40 cm，外插角不大于12°。

4.1.3 三臺階臨時仰拱開挖

試驗段采用Ⅴd2型復合式襯砌，通過三臺階臨時仰拱法開挖，臨時仰拱采用I25b型鋼，噴射30 cm厚C25混凝土進行封閉。

4.2 實施效果

帷幕注漿完成后，通過現場鉆孔進行孔內成像檢查，結果表明成孔效果較好，孔壁較為圓順，無涌水涌泥、坍孔現象(見圖15)，說明注漿效果良好。

圖15 孔內成像效果Fig.15 Intra-hole imaging effect

注漿完成后開挖揭露掌子面漿脈分布如圖16所示。由圖16可見，揭露掌子面圍巖漿脈清晰、密實，呈樹根狀分布，圍巖節理裂隙均被漿液填充飽滿，巖體和漿液之間膠結緊密，圍巖膠結體呈堅硬狀，掌子面無滲水、溜塌、掉塊現象，表明帷幕注漿效果良好，顯著提高了圍巖穩定性，降低了地層滲透性。

圖16 注漿漿脈分布Fig.16 Distribution of grouting slurry vein

XHS隧道帷幕注漿加固段隧道施工累計變形量如圖17所示。

圖17 帷幕注漿加固段圍巖累計變形量Fig.17 Cumulative deformation of the curtain grouting reinforced section of the surrounding rock

相較于大變形段，帷幕注漿加固段圍巖變形量處于預留變形量(200 mm)范圍之內，其中拱頂沉降量最大值為195.5 mm，水平收斂量最大值為139.3 mm。結果表明，采用超前帷幕注漿加固可有效控制圍巖變形，顯著提高節理化炭質頁巖地層穩定性。

選取帷幕注漿加固段DK26+273、DK26+285這2個典型斷面，分析注漿加固后圍巖變形特征，圍巖變形時程曲線如圖18所示。

圖18 注漿后圍巖變形時程曲線Fig.18 Time-history curves of surrounding rock deformation after grouting

由圖18可知：拱頂沉降量和水平收斂量均呈現出“快速增大—加速增大—穩定增大”的趨勢，且在施工擾動作用下圍巖變形量未出現明顯上升現象，拱頂沉降量、水平收斂量累計值均在200 mm內，表明圍巖變形得到有效控制，注漿加固效果明顯。

地層預加固能有效控制節理化炭質頁巖的圍巖穩定性，在后續施工中得到了持續應用。自XHS隧道采用地層預加固并輔以管棚超前支護、三臺階臨時仰拱法開挖的控制措施后，圍巖大變形得到了有效控制，現場施工效率恢復正常，保證了隧道的順利貫通。

5 結論

1) XHS隧道節理化炭質頁巖地層呈現出圍巖變形量大、變形速率快、拱部沉降量大于水平收斂量等特征。該地層在三臺階開挖過程中，圍巖卸荷范圍不斷向全環動態擴展，松動區逐漸由淺部圍巖向深部圍巖轉移，呈現出非對稱破壞特征，最終導致圍巖大變形。

2) 采取地層預加固后，圍巖變形量和松動區范圍顯著減小，圍巖非對稱破壞得到了有效控制，說明該方法能有效地控制節理化炭質頁巖圍巖大變形。

3) 采用以地層預加固為主，管棚超前支護、三臺階臨時仰拱法開挖為輔的控制措施后，圍巖拱部沉降量和水平收斂量顯著減小，圍巖變形控制效果顯著，施工效果良好，可為類似地層大斷面隧道施工提供參考。