节理化炭质页岩地层隧道围岩大变形及控制技术研究

阳军生，夏裕栋，方星桦，刘伟龙，王法岭

(1.中南大学 土木工程学院，湖南 长沙，410075；2.中铁十二局集团有限公司，山西 太原，030024)

我国中西部地区地势起伏较大、地质构造强烈、地质环境复杂，区域内广泛分布炭质板岩、页岩、千枚岩等层状变质软岩，其具有构造层理及节理密集发育、岩体软弱破碎、强度低、自稳能力差、遇水易软化崩解、各向异性力学性质显著等特征。当隧道穿越该类地层时，由于开挖卸荷和施工扰动作用，易引发支护结构裂损、变形侵限、围岩失稳坍塌等问题，给层状软岩隧道施工和设计带来极大挑战[1]。

目前，国内外学者在层状岩体隧道变形破坏特征方面进行了大量研究。郭健等[2]通过对香丽高速海巴洛隧道围岩位移进行监测，发现围岩大变形主要产生在上台阶开挖阶段且围岩变形呈不对称分布。李晓红等[3]基于共和隧道现场实测数据，分析了层状岩体的破坏特征，指出围岩变形破坏区沿垂直层理面方向而非沿最大主应力方向分布。ZHANG等[4]结合室内试验和数值模拟手段，发现影响薄层板岩隧道变形的主要因素是层理倾角、埋深、围岩的吸水率和软化系数。FANG等[5]基于一种FDM-DEM的建模方法，分析了敞开式TBM施工过程中层状岩体的渐进破坏过程。张立鑫等[6]通过在2种岩层间设置接触面以模拟层理面，从而建立了三维有限元数值模型，研究了不同岩层倾角下的软硬互层隧道变形规律。

在层状软岩隧道大变形的控制和治理方面，曹兴松等[7]针对陡倾小交角层状岩体隧道，提出采用非对称非均长布置的锚杆支护系统来控制围岩的非对称大变形；吴发展等[8]提出要增大初期支护的强度与刚度，采取以抗为主的强支护措施；赵勇等[9]针对该类隧道大变形特征，进行不同支护参数的现场工程试验，提出支护系统的改进措施；沙鹏等[10]针对新建兰渝铁路深埋隧道中出现的非线性大变形破坏现象，提出了以关键区域定向支护为核心的支护措施；资晓鱼等[11]基于成兰铁路杨家坪隧道，提出采用“长短组合”的锚杆布置体系来抑制围岩塑性区的扩展。

目前，针对节理化岩体隧道变形控制，现有研究主要集中于定向锚固和优化支护参数等被动支护措施，而通过地层预加固以改变围岩自身特性的变形控制技术有待进一步研究。本文依托某高速铁路XHS隧道工程，结合现场监测、离散-连续耦合数值方法分析节理化炭质页岩地层围岩大变形及破坏机理，提出采用地层预加固控制围岩大变形，并通过现场试验手段验证以地层预加固为主的变形控制技术的应用效果。

1 工程概况

某高速铁路XHS隧道位于湖南湘西，全长5 930.49 m，为设计速度为350 km/h的单洞双线隧道，隧道最大埋深约为383 m[12]。隧道进口DK26+200—DK26+657穿越F1(花垣—张家界断裂带)断层、F2断层及其断层影响带，洞身主要穿越寒武系下统牛蹄塘组炭质页岩地层，局部夹断层泥及角砾岩，薄层状构造，层理倾角为20°～30°。围岩构造裂隙发育，岩体破碎，呈镶嵌碎裂结构，炭质页岩矿物成分主要为绿泥石、云母、石英、长石和黄铁矿。地下水主要为构造裂隙水，弱发育。图1所示为XHS隧道部分区段地质纵断面。图2所示为XHS隧道揭露炭质页岩。

图1 XHS隧道地质纵断面[12]Fig.1 Geological longitudinal section of XHS tunnel

图2 XHS隧道揭露炭质页岩Fig.2 Exposed carbonaceous shale in XHS tunnel

XHS隧道DK26+200—DK26+657段隧道支护设计为复合式衬砌，初期支护采用喷锚支护，辅助措施采用直径为89 mm的超前长管棚(套打直径为42 mm的超前小导管)，二次衬砌为模筑钢筋混凝土[12]。该区段隧道支护设计衬砌类型包括Ⅴc、Ⅴc2、Ⅴd2这3种，其中Ⅴd2型衬砌为双层初期支护复合式衬砌，各衬砌类型支护参数见表1[12]，Ⅴc型衬砌断面如图3所示。

表1 各衬砌类型支护参数[12]Table 1 Support parameters for each lining type[12]

图3 Vc型衬砌断面设计图Fig.3 Section design of Vc lining type

XHS隧道于2017年11月开工，隧道设置2座辅助坑道，按6个作业面分别组织对向施工。受复杂地质影响，进口施工段频繁出现围岩大变形现象，施工效率低，截至2021年1月28日，4年内进口端仅施工300 m左右。

隧道DK26+200—DK26+657段穿越节理化炭质页岩地层，围岩构造裂隙发育、岩体破碎，施工中出现显著围岩大变形现象。根据现场监测，隧道拱顶沉降量均超过1 000 mm，上台阶及中台阶水平收敛量均超过800 mm，拱顶沉降量累计最大值达到1 397 mm，水平收敛量累计最大值达到918.7 mm，如图4所示。该段围岩变形量较大，且因薄层状构造和层理倾角作用而呈现非对称特征，如图5(a)所示。初期支护封闭成环后围岩变形仍持续增大，钢拱架屈曲变形等破坏频繁发生，给施工带来极大困难，如图5(b)所示。

图4 XHS隧道大变形段典型断面围岩累计变形量Fig.4 Accumulated deformation of surrounding rock in typical section of large deformation section of XHS tunnel

图5 围岩与支护结构变形破坏Fig.5 Deformation damage of the surrounding rock and supporting structure

在XHS隧道大变形段施工期间，虽然采取了一系列措施，如增设钢拱架锁脚锚管及纵向连接、设置双层初期支护、增加临时仰拱和竖向支撑等强支护措施，并采用增大仰拱深度、优化隧道开挖轮廓的方式来改善结构受力，但在施工中均未有效解决围岩大变形问题。

2 节理化围岩变形破坏数值分析

为探究炭质页岩围岩变形破坏机理，基于PFC/FLAC离散-连续耦合程序建立节理化炭质页岩地层隧道开挖施工数值模型，即在模型核心区域范围内通过PFC离散元块体(RBlock)模拟围岩，其他区域采用FLAC有限差分网格进行模拟[13]，从而分析节理化炭质页岩地层隧道开挖施工破坏机理。

2.1 离散-连续耦合分析模型建立

在PFC/FLAC耦合分析中，连续域与离散域通过二者之间的接触边界实现耦合，即需要在连续域实体单元和离散域颗粒之间创建PFC耦合墙。在计算过程中，颗粒作用在墙体上的接触力和接触力矩将通过墙体传递给实体单元，实体单元节点的位置和速度信息也将通过墙体传递给离散域颗粒，从而实现离散域和连续域的耦合分析[14]。

DK26+347断面埋深约50 m，上覆岩体主要为炭质页岩，现场监测显示该断面拱顶沉降量为342.1 mm，水平收敛量为275.3 mm，非对称大变形特征较明显。综合考虑炭质页岩地层围岩大变形特征和计算效率，以DK26+347处大变形断面为典型断面，采用PFC/FLAC离散-连续耦合程序建立1个长×宽为100 m×100 m的二维模型，左右边界及上下边界距离隧道中心均为50 m，埋深为50 m，隧道真实埋深荷载以等效荷载代替，如图6所示。隧道周围长×宽为45 m×45 m的核心区域采用PFC离散元块体(RBlock)模拟，核心区域外采用FLAC连续介质单元模拟。在整个核心区域中生成控制边长为0.2 m的随机六面体块体，并生成间距为0.4 m、倾角为25°的贯通层理切割块体，模拟实际工程中炭质页岩地层的层理分布形态。为了较好地呈现节理化炭质页岩的非对称破坏特征，模拟中未考虑支护结构的作用。模型顶部边界为自由边界并施加应力以模拟上覆岩层自重，左右边界约束水平方向位移，底部边界设置固定约束。

图6 XHS隧道离散-连续耦合计算模型Fig.6 Discrete-continuous coupled calculation model of XHS tunnel

2.2 计算参数选取

本研究采用PFC/FLAC离散-连续耦合程序，需要设置连续介质单元的宏观力学参数以及离散块体接触的细观力学参数，其中，连续介质单元采用摩尔-库仑本构模型，具体参数如表2所示。离散块体细观接触采用无软化的软黏结本构模型，细观接触参数通过工程类比法[15]确定，具体参数如表3所示。

表3 离散块体细观接触参数Table 3 Microscopic contact parameters for discrete blocks

2.3 围岩非对称破坏机理分析

2.3.1 围岩变形特征

隧道开挖后围岩总变形量分布特征如图7所示。由图7可知，隧道开挖后整体变形均较大，且拱部变形破坏最显著。围岩变形最大值为250.0 mm，发生在左拱肩位置，两侧边墙和仰拱位置变形较小，围岩变形量虽与现场实测略有不同，但整体表现为拱顶沉降量显著大于水平收敛量，与现场实测所得围岩变形规律一致。受层状炭质页岩各向异性力学行为影响，围岩呈现出拱顶沉降量“左大右小”的非对称变形特性，围岩变形主要集中在强度最弱的层理法线方向，平行层理方向变形相对较小，表现为左拱肩部位变形量大于右拱肩部位变形量，右仰拱部位变形量大于左仰拱部位变形量。

图7 围岩总变形量分布特征Fig.7 Characteristics of the distribution of the total deformation of the surrounding rock

通过在隧道拱顶、左拱肩、右拱肩位置分别布置3个拱顶沉降监测点，在隧道左边墙、右边墙位置分别布置2个周边收敛量监测点，对围岩变形进行监测。监测结果表明，XHS隧道围岩变形量较大，且拱顶沉降量从大到小依次为左测点、中测点、右测点，拱顶左、中、右测点沉降量分别为245.5、212.9和160.0 mm，水平收敛量为159.1 mm，拱顶沉降量均大于水平收敛量，且左拱肩变形量远大于右拱肩变形量，呈现了围岩非对称大变形特征。数值模拟所得围岩变形规律与现场实际围岩变形特征相符，说明数值模拟计算参数选取较为合理。

2.3.2 围岩破坏特征

图8所示为隧道施工过程中颗粒接触力演化特征。由图8可知，隧道上台阶开挖后拱脚部位颗粒接触力显著增大，随着施工工序推进，受施工扰动作用，深部围岩接触力也显著增大。颗粒间接触力的演化可反映岩体内部应力变化规律。当颗粒间的接触力超过黏结强度时接触会出现破坏，这在宏观上体现为应力超过围岩强度时围岩出现破坏并进入卸荷状态(图中黑色虚线标记范围为卸荷区域)。由图8可知，上台阶开挖后，拱部上方和右拱脚下方浅部围岩接触力显著下降，围岩进入初始卸荷状态。随着中台阶、下台阶开挖，卸荷范围不断向其他部位扩展，最大卸荷深度由3.2 m分别增大为6.1 m、8.1 m，且垂直层理方向的左拱肩和右仰拱部位卸荷深度相对较大，围岩卸荷区域呈现出明显的非对称分布特征，且具有动态发育特点，隧道开挖完成后，总体卸荷区域显著增大。

图8 施工过程中颗粒接触力演化特征Fig.8 Characterization of particle contact force evolution during construction

在隧道开挖后的应力释放过程中，部分颗粒间的接触黏结区域会在切向接触力和法向接触力超过黏结强度时发生剪切破坏或张拉破坏。当一组块体与周围块体之间的接触区域全部断裂破坏时，该块体会更新为新的碎片，即视为松动块体，见图9。图9中，绿色代表未松动块体，其余颜色代表松动块体。随着施工步序的推进，围岩松动区范围逐渐增大。根据层状岩体破坏理论[16]，隧道开挖后，岩体破坏模式包括弯折破坏和滑移破坏2种。上台阶开挖后，由于隧道层理面法线方向首先出现弯折破坏，隧道拱顶和左拱肩部位出现少量松动块体，其他部位未见松动现象，松动区域最大深度范围为2.8 m，位于拱顶位置。随着中台阶施工，隧道右侧开始沿层理面发生滑移破坏，隧道松动块体数量开始迅速增加，且主要集中在隧道拱部，隧道两侧边墙部位不发育，最大松动区深度出现在拱顶，达到9.4 m。随着下台阶进一步开挖，隧道右侧滑移破坏程度进一步加大，围岩松动区进一步向深部围岩扩展并全环分布贯通，形成了较大的围岩松动圈，松动圈最大深度达到12.7 m。在围岩松动区渐进累积扩展过程中，上、中台阶开挖后松动区明显呈对称发育分布，下台阶开挖后虽由于右侧滑移破坏导致松动区最深处位于拱顶右侧，但松动圈整体依然呈现出沿层理法线方向两端较沿层理方向发育明显的特征，松动区整体呈非对称发育分布。

图9 围岩松动区演化过程Fig.9 Evolutionary process of the surrounding rock loosening zone

隧道开挖的数值模拟结果表明，在节理化炭质页岩无支护状态下，受节理化炭质页岩各向异性力学特性影响，围岩变形总体表现为拱部最大、边墙次之、隧底最小，呈现出明显的非对称大变形模式。隧道开挖后，应力集中区域不断向隧道全环扩展，并逐渐向深部围岩转移，而后部分围岩进入卸荷状态并形成松动区，松动区呈非对称发育分布，当卸荷达到一定程度时围岩出现松弛解体，最终在宏观上表现为围岩非对称大变形。

3 地层预加固控制效果分析

针对XHS隧道采用强支护措施后围岩变形控制效果不佳的情况，结合已有工程实际[17]，根据岩土控制变形原则[18]，提出采取地层预加固的围岩控制方案，通过离散-连续耦合数值计算方法进行分析验证。

3.1 模型建立与参数选取

由上述炭质页岩隧道变形破坏特征可知，隧道变形以及松动区发育范围主要集中在隧道拱部位置，因此，考虑将地层预加固范围设置在隧道起拱线以上环向180°范围内。在离散-连续耦合模型的基础上，设置隧道上半断面为加固区，加固圈厚度取8.0 m(见图10)，按三台阶法开挖方式，对隧道开挖施工围岩变形破坏情况进行分析，其中，连续介质单元模拟时服从摩尔-库仑破坏准则，具体参数如表2所示，未加固区及加固区细观接触参数如表4所示。

表4 未加固区及加固区细观接触参数Table 4 Unreinforced area and reinforced area microscopic contact parameters

3.2 控制效果分析

3.2.1 围岩变形特征

实施地层预加固后隧道开挖围岩总变形量分布特征如图11所示。实施地层预加固后，隧道开挖后整体变形显著减小，围岩变形最大值降为80.0 mm，发生在拱顶部位，拱顶沉降 “左大右小”的现象明显减少，围岩非对称变形得到一定控制。

图11 地层预加固后围岩总变形量分布特征Fig.11 Characteristics of the distribution of the total deformation field of the surrounding rock after pre-reinforcement of strata

地层预加固前后围岩累计变形对比如表5所示。实施地层预加固后，隧道开挖拱顶沉降量虽仍呈现出左测点沉降量、中测点沉降量、右测点沉降量逐渐减小的非对称模式，但相应测点变形量分别为73.5、68.0和55.7 mm，相较于未实施地层预加固时的变形量降幅依次为70.1%、68.1%、65.2%；同时，水平收敛量为54.0 mm，降幅为66.1%。可见，采取地层预加固措施后，围岩力学性能明显提高，围岩变形量较加固前减小65%以上，围岩变形控制效果显著。

表5 XHS隧道地层预加固前、后围岩累计变形对比Table 5 Comparison of cumulative deformation of surrounding rock after pre-reinforcement of XHS tunnel strata

3.2.2 围岩破坏特征

图12所示为隧道实施地层预加固后颗粒接触力演化特征。实施地层预加固后，上台阶开挖后并没有明显出现卸荷区域，随着中台阶、下台阶开挖，卸荷区域最大深度依次为3.5 m和5.1 m。隧道开挖完成后卸荷范围明显小于未实施地层预加固时的卸荷范围，且垂直层理方向的左拱肩和右仰拱部位卸荷深度显著减小，围岩卸荷范围非对称形态明显减弱，表明地层预加固可有效维持颗粒的接触状态，抑制了卸荷区域的持续扩展。

图12 地层预加固后颗粒接触力演化特征Fig.12 Characterization of particle contact force evolution after stratigraphic pre-reinforcement

图13所示为隧道实施地层预加固后施工中围岩松动区演化过程。图13中，绿色代表未松动块体，其余颜色代表松动块体。地层预加固前后各工序卸荷区域和松动区的最大深度对比如表6所示。

表6 地层预加固前后卸荷区域和松动区最大深度对比Table 6 Comparison of the maximum depth of unloading area and loosened area before and after stratigraphic pre-reinforcement

图13 地层预加固后围岩松动区演化过程Fig.13 Evolutionary process of the surrounding rock loosening zone after stratigraphic pre-reinforcement

随着施工的进行，相较于地层预加固前，各施工工序下预加固地层卸荷区域最大深度和最大松动区深度均减小，下台阶开挖后围岩松动范围显著减小，且松动区非对称发育分布形态明显减少，表明地层预加固后，围岩力学性质明显改善，稳定性显著增强，抑制了围岩松动圈的持续扩展。因此，采取地层预加固方法可望有效解决XHS隧道围岩大变形控制难题。

4 工程应用

数值分析结果表明采取地层预加固可以有效控制节理化炭质页岩地层围岩大变形，因此，选取XHS隧道进口DK26+270—DK26+290里程段进行洞内超前帷幕注浆加固现场试验，并通过钻孔检查、开挖揭露、施工变形监测等方法对其加固效果进行检验，探究地层预加固对软弱炭质页岩隧道围岩变形实际控制效果。

4.1 地层预加固措施

4.1.1 洞内帷幕注浆加固

利用隧道已开挖上台阶进行洞内超前帷幕注浆，重点加固隧道上半断面，加固范围为开挖轮廓线外8 m。注浆孔设计见表7，帷幕注浆加固设计见图14。

表7 注浆孔设计Table 7 Design of grouting hole

图14 帷幕注浆终孔注浆断面Fig.14 Final hole grouting section of curtain grouting

根据钻孔出水量，合理选择普通水泥单液浆和普通水泥-水玻璃双液浆，注浆材料的配比及适用条件见表8。超前帷幕注浆按照“由外到内，由下至上，同一圈孔间隔施工”的原则，实施约束-挤密注浆。其中，每圈将奇数孔作为先序孔先注浆，偶数孔作为后序孔后注浆。

表8 注浆材料配比参数Table 8 Proportional parameters of grouting material

4.1.2 超前管棚加固

XHS隧道炭质页岩软弱破碎，为防止开挖过程中掉块、塌方，试验段在隧道拱部140°范围内施作超前管棚。超前管棚采用直径为89 mm的热轧无缝钢管及钢花管，长度为10 m，环向间距为40 cm，外插角不大于12°。

4.1.3 三台阶临时仰拱开挖

试验段采用Ⅴd2型复合式衬砌，通过三台阶临时仰拱法开挖，临时仰拱采用I25b型钢，喷射30 cm厚C25混凝土进行封闭。

4.2 实施效果

帷幕注浆完成后，通过现场钻孔进行孔内成像检查，结果表明成孔效果较好，孔壁较为圆顺，无涌水涌泥、坍孔现象(见图15)，说明注浆效果良好。

图15 孔内成像效果Fig.15 Intra-hole imaging effect

注浆完成后开挖揭露掌子面浆脉分布如图16所示。由图16可见，揭露掌子面围岩浆脉清晰、密实，呈树根状分布，围岩节理裂隙均被浆液填充饱满，岩体和浆液之间胶结紧密，围岩胶结体呈坚硬状，掌子面无渗水、溜塌、掉块现象，表明帷幕注浆效果良好，显著提高了围岩稳定性，降低了地层渗透性。

图16 注浆浆脉分布Fig.16 Distribution of grouting slurry vein

XHS隧道帷幕注浆加固段隧道施工累计变形量如图17所示。

图17 帷幕注浆加固段围岩累计变形量Fig.17 Cumulative deformation of the curtain grouting reinforced section of the surrounding rock

相较于大变形段，帷幕注浆加固段围岩变形量处于预留变形量(200 mm)范围之内，其中拱顶沉降量最大值为195.5 mm，水平收敛量最大值为139.3 mm。结果表明，采用超前帷幕注浆加固可有效控制围岩变形，显著提高节理化炭质页岩地层稳定性。

选取帷幕注浆加固段DK26+273、DK26+285这2个典型断面，分析注浆加固后围岩变形特征，围岩变形时程曲线如图18所示。

图18 注浆后围岩变形时程曲线Fig.18 Time-history curves of surrounding rock deformation after grouting

由图18可知：拱顶沉降量和水平收敛量均呈现出“快速增大—加速增大—稳定增大”的趋势，且在施工扰动作用下围岩变形量未出现明显上升现象，拱顶沉降量、水平收敛量累计值均在200 mm内，表明围岩变形得到有效控制，注浆加固效果明显。

地层预加固能有效控制节理化炭质页岩的围岩稳定性，在后续施工中得到了持续应用。自XHS隧道采用地层预加固并辅以管棚超前支护、三台阶临时仰拱法开挖的控制措施后，围岩大变形得到了有效控制，现场施工效率恢复正常，保证了隧道的顺利贯通。

5 结论

1) XHS隧道节理化炭质页岩地层呈现出围岩变形量大、变形速率快、拱部沉降量大于水平收敛量等特征。该地层在三台阶开挖过程中，围岩卸荷范围不断向全环动态扩展，松动区逐渐由浅部围岩向深部围岩转移，呈现出非对称破坏特征，最终导致围岩大变形。

2) 采取地层预加固后，围岩变形量和松动区范围显著减小，围岩非对称破坏得到了有效控制，说明该方法能有效地控制节理化炭质页岩围岩大变形。

3) 采用以地层预加固为主，管棚超前支护、三台阶临时仰拱法开挖为辅的控制措施后，围岩拱部沉降量和水平收敛量显著减小，围岩变形控制效果显著，施工效果良好，可为类似地层大断面隧道施工提供参考。