SURVEYING
专题论述
江栋材，徐庭，易帅
（中交第二航务工程局有限公司，湖北武汉 430000）
［摘要］在褶皱区软岩隧道洞身施工中，极易受构造应力集中引发超前注浆受限、围岩劣化等问题，采用单层拱架+大锁脚、双层工字钢拱架等支护措施，洞身变形依旧不收敛。本文研究基于隧道施工地质背景及设计，采用工程实测、取样试验及数值模拟的方法，对隧道洞身大变形及支护失效机理进行了深入分析，并进一步提出了强化围岩自稳性、提高初支稳定性的处治方案。研究认为：软弱围岩隧道洞身受褶皱应力集中影响，引发的超前支护受限、围岩劣化导致了洞身持续大变形；利用双层拱架卸荷地应力使围岩裂隙张开，采用径向注浆固结极破碎围岩形成岩石自稳圈，可与拱架一同形成有效支护体系，解决隧道洞身持续大变形的难题；通过设计带限阻器的外层拱架提高围岩卸荷时初支的稳定性，可降低双层初支施作时机控制难度，保障安全施工支护结构。
［关键字］褶皱；软弱围岩；双层初支；数值模拟；径向注浆
［中图分类号］U455 ［文献标识码］B ［文章编号］1001-554X（2023）04-0064-06 Study on large deformation mechanism and treatment of
weak surrounding rock tunnel with fold core
JIANG Dong-cai，XU Ting，Yi Shuai
近年来，随着我国公路隧道建设工程的快速发展，工程建设覆盖范围的地质背景也越为复杂，活跃于褶皱区、滑坡体、断层软弱夹层等区域构造背景下的隧道越为广泛［1-3］。受区域构造、不良地质等因素影响，常引发隧洞大变形，造成钢拱架扭曲、初支开裂、围岩变形侵入隧道净空等现象，甚至引发塌方等工程灾害［4］。
为解决软岩隧道受高地应力影响导致的大变形问题，研究认为利用双层初支建立“放抗结合”的支护体系可有效控制洞身变形。钟祺、陈瑶、沈国宁通过应用双层初期支护有效控制了隧道洞身变形［5-7］。双层初支利用第一层小刚度初支卸荷，第二层初支稳定围岩形变，在施工过程中容易出现施作不及时引发隧洞失稳塌方事故［8］。因此，对双层初支中施作参数的研究是目前隧道变形控制研究的热点。张光伟利用现场监测和数值模拟相结合的方法，研究认为上台阶外层钢架7.2～14.4m （6～12榀）间施作内层初期支护最合理［9］；钟友江基于云屯堡隧道工程背景，研究认为第二层初支应滞后掌子面距离7m交错布置［10］；郑可跃以穿越高地应力花岗岩构造破碎带万和隧道为依托，采用考虑松动效
应的理论分析，研究认为隧道断面变形达到45cm时设置间距0.6m的第二层I22b型钢拱架最佳支护［11］；王道远通过现场试验的方式，认为“让抗结合”双层支护的下台阶与仰拱应分部施作［12］。过往的研究多是针对施作时机的探究，而从拱架结构优化、围岩自稳性提升等方面强化支护体系、提高施工安全性的研究还较少。
本文基于某褶皱核心区软岩隧道施工工程背景，研究采用工程实测、室内试验及数值模拟的方式，分析隧道洞身大变形机理及支护失效原因，并探究大变形隧道处治方案，以保障隧道施工及运营期围岩稳定性，同时为大变形隧道支护施工技术研究提供参考，具有一定的理论意义与工程价值。青年节演讲稿
DOI:10.1981.2023.04.005
［收稿日期］2022-08-15
［基金项目］中交二航局立项自选课题《邻近现有道路滑坡体破碎区隧道施工关键技术研究》
［通讯地址］江栋材，湖北省武汉市江岸区南京路16号
2023/04总第566期
1 工程背景
1.1 隧道概况
依托工程隧道位于甘肃省秦安县叶堡镇石窑
村，全长1505m ，最大埋深约230m ，V 级围岩占比73%（见图1）。隧道地处低中山地貌，隧址区大地构造位置位于舟曲—武都复背斜核部北翼，地层呈单斜状，褶皱构造线密集，褶皱紧密。依据地勘资料，隧道洞身围岩为中风化片理安山岩，围岩破碎，稳定性差，采用两台阶预留核心土环向开挖法、超前小导管注浆支护进行施工。
滑坡后缘
0图1 隧洞地质剖面图
任达华 三级1.2 洞身变形
随着隧洞掌子面逐步推进至褶皱发育区，超前小导管注浆困难愈增，洞身变形情况愈为严重。监控量测发现，隧道洞身拱顶累积沉降575～ 794mm ，两侧累积收敛275～475mm （周边收敛），最大沉降速率为96.0mm/d ，累计拱顶沉降、周边收敛变形大、速率快；洞身钢拱架亦发生了明显变形、弯曲，洞顶发生掉块、塌落，隧道洞身临近失稳（见图2）。
ZK171+658100200
300400累积变形/m m
500
600700拱顶拱腰拱脚800
ZK171+675ZK171+680ZK171+693里程桩号图2 监测数据示意图
通过超前地质预报数据及地勘资料分析可知，受褶皱影响洞身围岩呈现极破碎状态，洞身施工改用三台阶法开挖，并先后采用单层拱架+大锁脚、双层拱架等支护措施后，洞身变形仍未收敛，且现场拱顶松散岩体塌落情况频发。洞身监测数据显示，变形主要发生在上、中台阶开挖后，变形量最高达到总体（当时监测期）90%以上（见 图3）。
ZK171+7500
20404080
100120
变形占比/%仰拱施工下台阶开挖中台阶开挖上台阶开挖
ZK171+753ZK171+758ZK171+765ZK171+770
里程桩号
图3 各工序变形占比分析
2 变形机理及支护失效分析
为解决洞身变形不收敛的问题，现场利用超声波测试进行弹性波检测，并取样后进行室内试验，对洞身围岩岩性进行分析，同时利用离散元软件进行工况模拟，探究洞身变形机理及支护失效 机理。2.1 现场实测
通过对变形段围岩现场观察发现，该段存在小型构造带（可见镜面、擦痕），受此构造挤压影响，岩层片理化安山岩强度锐减，并呈碎石状镶嵌结构～土石结合散体结构，岩体破碎，挤压泥化断层泥较多。采用单孔法进行弹性波检测后发现，岩体完整系数Kv 为0.1369～0.1457，属极破碎围岩（见表1）。2.2 室内试验
考虑到围岩因岩芯破碎难以制取试样，试验采用试样点荷载试验。取样采用钻机取芯，同一含水状态和同一加载方向下，岩芯试件每组实验试件
数量为5个，方块体和不规则块体试样每组试验试
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件数量为15个。如表2所示，根据点荷载强度换算饱和单轴抗压强度平均值为14.42MPa 。
表1 波速测试数据（部分）
测点深度 /m 岩体纵波波
速/（m/s ）
岩石纵波
波速
/（m/s ）岩体完整系数风化 程度9191755.6446000.1457中风化20411764.2346000.1471中风化28571709.1646000.1381中风化37
77
1701.75
4600
0.1369
中风化
表2 岩石点荷载实验抗压强度表
试样D b De
P
Is
F Is （50）Rc 1666473.3521850.41 1.180.4813.142646673.3523980.45 1.170.52
14.00364
63
71.672465
0.48 1.150.5514.614636672.7824120.46 1.160.5314.145666875.6122060.39 1.170.4512.576656673.9321830.40 1.160.4612.827686373.8724630.45 1.150.5213.958616872.6922650.43 1.160.5013.519696173.2221520.40 1.140.4612.7010
64
66
73.3521870.41
1.13
0.46
12.73
注：D -加荷点间距，mm ；b -通过两加荷点最小截面的宽度（或平均宽度），mm ；De -等价岩芯直径，mm ；P -破坏荷载，N ；，Is -未经修正的岩石点荷载强度，MPa ；F -尺寸修正系数； Is （50）-岩石点荷载强度指数，MPa ；Rc -岩石饱和抗压强度，MPa 。
2.3 数值模拟2.
3.1 数值模型
依据现场实测与室内试验结果，采用离散元程序模拟开挖工况，分析破碎围岩对隧洞变形的影响。为便于计算，模型依据洞身尺寸等比缩小20倍，利用现场地质素描、裂隙观测资料，采用节理切割围岩模拟现场逐步进入褶皱核心区的围岩破碎条件（见表3），分析相同地应力条件破碎围岩影响。力学参数依据试验数据结合地勘资料取值，选用弹塑性本构模型（见图4）。
梦见着火了是什么征兆表3 围岩破碎程度与节理间距工况模拟围岩 工况纵横向节理间距/m
隧洞断面 尺寸块体尺寸
1完整围岩无12×11m 马蹄形断面简化为0.6×0.55m
长3m\高3m\深3m
2洞身围岩0.43褶皱区围岩0.24
褶皱核心围岩
0.1
a 完整围岩（无节理）
b 洞身围岩（纵横向节理间距0.4m）
c 褶皱区围岩（纵横向节理间距0.2m）
d 褶皱核心围岩（纵横向节理间距0.1m）
图4 离散元模型
2.3.2 开挖工况模拟
施加荷载为模型上覆岩层荷载（埋深约77m ）与自重力，利用边界代码施加至模型。首先运行模型至应力平衡阶段后，利用remove 代码删除块体模
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拟开挖工况，继续运行模型计算。如图5所示，随
着围岩破碎程度的增加，相同地应力条件下洞身变形量由0.09cm 增加至2.44cm ，增长变化趋势极大。结合现场施工条件、监控量测数据分析认为，掌子面在进入褶皱核心区后愈趋于向破碎带延展，洞身开挖卸荷使原本处于构造应力条件下的节理舒张，
岩块沿卸荷方向位移。
a 完整围岩（模型拱顶最大变形0.09cm）
b 洞身围岩（模型拱顶最大变形0.66cm）
c 褶皱围岩（模型拱顶最大变形1.27cm）
d 褶皱核心围岩（模型拱顶最大变形2.44cm）
张惠妹王力宏图5 洞身开挖
2.4 分析研究
依据上述分析成果，结合工程地勘资料分析可知，受地层褶皱影响，洞身围岩应力集中导致岩性较勘测情况出现了进一步劣化；同时，受应力集
中导致的掌子面超前注浆受限，导致了极破碎围岩未能有效固结承压，致使上、中台阶开挖后，拱顶、拱墙区极破碎围岩在卸荷后快速松散，直接导致洞身呈较大趋势变形，出现了洞身大变形问题。另一方面，松散岩体自稳性极差，拱架之间围岩受喷混表层固结作业，无法形成稳定岩圈，进一步导致了变形一直不收敛、拱顶塌落等问题。
3 支护优化研究
3.1 固结围岩松散圈
受褶皱挤压作用影响，掌子面前端岩体极破碎但裂隙闭合，导致超前注浆难以扩散固结围岩，开挖卸荷后围岩松散难以支护。为解决极破碎围
岩难题，研究利用双层拱架第一层初支变形促使围岩裂隙张开，再进行径向注浆加固破碎岩体形成固结岩石圈，提高围岩自稳性。固结岩石圈施作设计径向注浆采用φ42×4mm 钢花管注浆，导管长3.5m ，间距1.2m ×1.2m ，呈梅花形布置，采用水泥浆液（水灰比1∶1）进行注浆，注浆压力0.5～1MPa 。依据监控量测数据，变形主要集中发
生在上、中台阶开挖期间，考虑到施工工序及洞内管理要求，采用上台阶变形量均值（25cm ）作为预留变形量控制洞身变形（见图6）。
O 隧道中心线测量中线
设计高程图6 径向注浆固结岩石圈
3.2 提高初支稳定性
双层支护第一层小刚度初支变形卸荷受破坏后，若第二层初支施作时机不及时，不仅会导致支护失效，还极易引发失稳塌方事故。因此，为解决洞身快变形下双层拱架及时施作的难题，研究在第一层初支安装让压限阻器，在拱圈变形后仍能保留拱架结构及强度；同时提高第一层初支拱架工字钢
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强度，并在上、中台阶设钢管大锁脚，提高拱架整体稳定性，延缓拱架失效时间。如图7所示，研究设计采用高强螺栓、压元件
钢板、受压元件钢板连接钢拱架，将常规的让压过程划分为多级让压（砂密实阶段、恒压卸荷阶段、
拱架恒阻阶段），同时利用元件榫卯关系控制拱架变形方向，可有效完成高地应力条件下的定向稳
定、缓慢持续卸压目标，消除支护过程中的施工安全隐患。
5
17
16
2
6
7
8
9
5
34
1
7
13
1
11
1
2
1. 限位器
2. 压元件
3. 受压元件，
4. 压元件钢板
5. 高强螺栓孔
6. 压元件钢柱
7. 受压元件钢筒
8. 砂
9. 受压元件钢板 10. 卸压孔 11. 细缆线 12. 外接插头 13. 变形件 14. 橡胶 15. 应变片
16. 钢拱架 17. 高强螺栓
图7 限阻器
如图8所示，设计初期支护第一层采用I22b 钢拱架，纵向间距50cm ，喷射C25混凝土厚度28cm ，工
字钢之间增加5道I14工字钢纵向连接，上、中台阶拱脚两侧设置2根6.0m 注浆锁脚锚管（φ108×6mm ），下台阶拱脚两侧设置2根4.5m 注浆锁脚锚管（φ42×4mm ）。初期支护第二层采用I22b 钢拱架，纵向间距1.0m ，喷射C25混凝土厚度22cm ，工字钢之间增加5道I14工字钢纵向连接，拱腰部位左右两侧各设置2根4.5m 长φ42×4mm 锁脚锚管，锁脚锚管注浆终压不小于3MPa 。
4 工程实践
现场施工选取一段作为试验段施作，主要施工工艺流程如图9所示，布设隧洞监测点进行全过程监测。依据前期监测数据及过往研究，拟定第一层初支变形量25cm ，施工时在变形至20cm 时（中
林心如的女儿台阶开挖）进行径向注浆，并在注浆后进行第二层初支安装。施作后洞身变形收敛数据得到有效控制，未见初支侵限、掉块等情况，控制变形效果明显。初支安装施工时，进行接头处限阻器及拱脚钢管锁脚安装。
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图8 双层拱架
钟祺图9 施工工艺流程
5 结束语
（1）软弱围岩隧道洞身受褶皱应力集中影响引发的超前支护受限、围岩劣化等问题，是导致洞
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