方星桦，杨 曾，阳军生，彭学军，汤 宇，刘伟龙

（1.中南大学 土木工程学院，湖南 长沙 410075；2.中铁五局集团 第一工程有限责任公司，湖南 长沙 410117）

川藏铁路拉（萨）林（芝）段位于青藏高原东南部，大致沿雅鲁藏布江呈东西走向，沿线沉积岩、岩浆岩、变质岩三大岩类均有出露，其中以中生界、古生界三叠系及远古界变质岩、火山岩分布最广，侵入岩主要为燕山晚期—喜山期，局部为寒武系。沿线受岩浆侵入影响形成的蚀变岩与原岩在矿物成分和结构上存在较大差异，往往密度、强度、变形模量较低，岩体较为破碎，因此，隧道在蚀变岩段施工时易出现大变形、塌方、涌水等建设难题。

目前对于隧道软弱围岩大变形问题的研究，主要针对高构造应力环境下的软弱围岩大变形，特别是复杂地应力环境下软弱围岩挤压变形方面的研究较多［1］，国内外学者依托木寨岭隧道、乌鞘岭隧道、鹧鸪山隧道等典型软岩隧道工程，就软弱围岩变形特征［2-4］、变形机制［5-6］及变形控制措施［7-8］等方面进行了深入的研究，已取得了较为丰富的研究成果。

对于硬质变质岩大变形，现阶段的研究较少，但也有典型案例报道：张集铁路旧堡隧道［9］、北同蒲铁路取直线雁门关隧道［10］通过太古界片麻岩、混合岩和变粒岩地层，因变质深、结晶程度高，这2 座隧道围岩属于岩质坚硬的硬质岩、甚至极硬岩，但在施工过程中依然出现了围岩大变形现象。究其原因，虽然大变形段围岩总体上属于硬质岩，但受多期地质构造和蚀变作用，岩体软弱，结构面发育，加之隧道开挖引起地下水汇聚渗流，结构面强度大为降低，为岩体大变形提供了诱发条件［11］。

此外，当硬质岩具有碎裂结构且处于高地应力环境时，即使没有地下水的软化和冲蚀作用，施工过程中也可能出现围岩大变形，例如：天平铁路关山隧道［12］在穿越华力西期侵入闪长岩的过程中，因岩体结构破碎，节理发育，裂隙面多有绿泥石和云母物质充填，施工过程中隧道局部地段出现多次塌方、围岩大变形、二衬开裂现象，其围岩在地应力挤压作用下表现出挤压变形特征。

蚀变花岗岩作为1 种典型的硬质变质岩，其密度、强度等物理力学性质与原岩存在较大差异，具有岩体软弱、自稳能力差等特点。对此，杨根兰等［13］通过实验研究了蚀变岩力学性质与孔隙度之间的关系；Coggan等［14］研究了高岭土化蚀变花岗岩在单轴压缩试验中的裂缝发展和破坏过程；Khanlari 等［15］研究了Malayer 花岗岩在风化作用与热液蚀变作用下物理力学性质的区别；Meller等［16］通过测试岩石黏土含量识别了热液蚀变带，并研究了其于地震活动之间的关系。目前，国内外学者开展的研究多集中在蚀变花岗岩的物理力学特性方面，而对于其地层围岩变形特征及支护方法的研究仍不尽成熟，采用现场试验方法研究变形控制措施更是鲜有报导，因此，对隧道蚀变花岗岩地层围岩变形特征及控制措施进行研究具有重要意义。

本文依托藏噶隧道节理化蚀变花岗岩地层，根据围岩变形监测结果分析围岩变形特征，通过数值模拟、现场试验手段对节理化蚀变花岗岩地层围岩大变形特征及控制措施进行研究，为后续施工及类似工程提供参考。

1 工程概况

藏噶隧道位于念青唐古拉山与喜马拉雅山之间的藏南谷地高山区，此处山高谷深，地势起伏跌宕，气候极端恶劣，具有典型高山峡谷地貌特征。藏噶隧道是川藏铁路拉林段的控制性工程之一，为客货共线单线隧道，全长8 755 m，设计列车速度160 km·h-1，进口里程DK164+850，出口里程DK173+605，地面高程为3 550～4 400 m，最大埋深约778 m。

1.1 地质概况

隧区新构造运动强烈，区域性断裂构造极为发育，岩体受区域构造影响较为破碎，且受岩浆多次侵入影响，局部岩体蚀变特征明显。隧道DK168+805—DK169+140 段洞身主要穿越弱风化角闪黑云二长花岗岩（第三系始新统溶母棍巴单元E2R），岩体节理裂隙发育，倾角较陡，局部岩体受蚀变影响强度较低，自稳能力较差，地下水中等—弱发育，各岩体间为角度不整合接触。隧区典型地段纵断面图如图1所示。

测试隧区深孔地应力，可知此处最大水平主应力与垂直应力的平均比值为1.29，最大值达1.76，这表明区内的地应力主要为构造应力，其方向为N6°W～N7°E，最大水平地应力17.72 MPa。

图1 藏噶隧区典型地段纵断面图

1.2 现场施工情况

2017年3月13日，隧道正洞斜井交接DK169+000 处开始施工。开挖揭示的围岩为节理化蚀变花岗岩，如图2所示。岩体节理裂隙发育，倾角较陡，结构面具铁锰质侵染，可见擦痕，且伴有断层泥发育特征；岩体强度较低，整体性较差，局部岩块手掰易碎，围岩自稳能力较差。

图2 掌子面节理化蚀变花岗岩

由于揭露围岩较为破碎，在现场对原设计方案进行了变更。DK169+025—DK169+140 段由原设计Ⅲ级围岩、全断面法开挖变更为Ⅴ级围岩、台阶法开挖。变更后，该段多采用Ⅴc型复合式衬砌结构支护，如图3所示，其断面尺寸为10.15 m×8.30 m（高×宽）。支护参数为：全环250 mm 厚C25 喷射混凝土，拱墙3 m 长的φ22 mm 锚杆，间距为1.2 m×1.0 m（环×纵），型钢钢架间距0.8 m；二衬为全环450 mm 厚C35 钢筋混凝土；预留变形100 mm。

图3 Ⅴc型复合式衬砌结构断面图

采用的台阶法步骤如下：①掌子面拱部超前加固；②上台阶开挖支护，台阶高4.4 m，台阶长10～20 m；③下台阶左右两侧错距开挖支护，台阶高4.2 m，每侧台阶长3～8 m；④仰拱开挖支护；⑤据监控量测结果施作二次衬砌。详见图4。

图4 台阶法开挖施工步序（单位：m）

随着施工的推进，隧区出现不同程度的围岩大变形现象，钢拱架扭曲断裂、喷射混凝土开裂掉块、初支变形侵限等问题（见图5）频现，喷射混凝土最大裂缝宽达26 mm。对此，现场进行了拆换拱处理，严重影响了施工工期。适用于该段的围岩变形控制措施有待进一步研究。

图5 初支破坏典型照片

2 大变形段围岩变形特征

2.1 大变形段围岩整体变形

以DK169+025—DK169+136 段作为大变形段进行分析，根据统计监测得到的数据，该段围岩变形情况如图6所示，其水平收敛测点位于上下台阶交界处附近，负值表示围岩向内侧变形。结合图6和监控量测资料可知，该段围岩拱顶沉降为71～656 mm，日沉降最大值为35 mm（DK169+122），水平收敛量为245.3～3 032.0 mm，日水平收敛最大值为128 mm（DK169+090 上下台阶交界处）。累计沉降、收敛变形最大值均出现在DK169+122断面，变形情况见图5（b）。该段围岩变形呈现出明显的收敛大于沉降的整体变形特征，大部分断面变形超过预留变形量100 mm，初支变形严重侵限，表明Ⅴc型复合式衬砌结构于该地层适应性不佳，无法控制围岩变形。

图6 DK169+025—DK169+136段围岩累计变形统计

2.2 典型断面围岩变形

DK169+090断面为台阶法施工，采用Ⅴc型复合式衬砌结构，其累计变形及变形速率时程曲线如图7所示。

图7 DK169+090断面围岩累计变形及变形速率

该断面监测时间为48 d，其累计拱顶沉降295 mm，累计水平收敛1 272 mm，监测时间内围岩变形分为加速阶段与发展阶段，变形持续增长。

1）围岩变形加速阶段

上台阶开挖后，围岩变形增长迅速，开挖1 d内拱部沉降13 mm，水平收敛90 mm。随后，拱顶沉降变形以10～13 mm·d-1速率保持稳定增长，而水平收敛速率在短暂降低后，于开挖5 d 时增长至峰值128 mm·d-1，围岩变形速率较快。5 d 后，变形速率逐渐降低，至下台阶左侧开挖前，围岩沉降值达133 mm，占总变形33.71%；水平收敛值达704 mm，占总变形55.33%，该阶段变形速率存在波动变化。

下台阶左侧开挖时，围岩变形速率突变，水平收敛速率由38 mm·d-1跃升至81 mm·d-1，于2 d后收敛速率明显降低。至下台阶右侧开挖支护完成后，拱顶沉降占总变形44.94%，水平收敛占总变形72.92%。

2）围岩变形发展阶段

之后，围岩变形速率存在一定程度的减缓，但变形始终以稳定速率持续增长，至仰拱支护后未见明显收敛趋势。

由于藏噶隧道开挖断面高跨比相对较大（约1.22），且边墙曲率较小，该断面形状在收敛变形控制无明显优势［17］，加之隧区受构造应力影响地层水平应力较大，因此，DK169+090 断面在开挖后围岩收敛变形大于拱部沉降变形。

2.3 大变形段围岩变形特征

结合典型断面变形情况可知，DK169+025—DK169+140 段施工时，围岩呈现出以下变形特征：①围岩变形量值大、变形速率快，且呈现出明显的收敛大于沉降的整体变形特征；②围岩变形分为加速、发展2 个阶段，支护结构封闭成环后变形速率未出现明显降低，围岩变形持续增长；③围岩变形受施工步序影响较大，上台阶开挖阶段与下台阶开挖时均会出现变形速率波动变化的过程，对变形量值影响较大；④变形持续时间长，围岩变形缓慢增长，45 d内未见明显收敛趋势。

3 围岩大变形控制措施

为寻求合适的支护手段控制围岩变形，采用数值模拟手段对既有支护设计进行分析，验证模型及其参数取值的合理性。采用该模型及参数，分析模拟双层初期支护等措施，提出适合该地层的以调整边墙曲率、长短锚杆结合、双层初支支护为主的围岩变形控制措施。

3.1 既有设计工况分析验证

3.1.1 模型建立

对既有Ⅴc型复合式衬砌结构支护设计进行数值模拟，模型按台阶法开挖。计算断面埋深470 m，平面应变模型尺寸设置为100 m×100 m。模型中锚杆模拟采用cable 单元，钢拱架通过等效刚度法进行简化，其余均采用实体单元进行模拟，模型假定如下。

（1）模型采用应力边界条件进行约束，地层竖向应力通过自重应力计算，水平应力通过位移反分析方法求取，以DK169+090 断面实测变形值为基准，得到模型侧压力系数为1.6。同时，为防止结构整体刚体旋转，在后续分析中固定模型下边界［18］。计算模型如图8所示。

图8 计算模型示意图（单位：m）

（2）采用FLAC3D内置应变软化模型，模拟节理化蚀变花岗岩开挖后的软化效应，其软化通过降低摩擦角与黏聚力方式实现，地层相关参数参考地勘及类似工程实例。模型物理力学参数见表1。

表1 模型物理力学参数

3.1.2 模拟结果

在既有支护工况下，得到模拟的围岩变形如图9所示。由图可知，围岩变形呈现出变形量值较大，且拱腰沉降大于拱顶沉降、边墙水平收敛较大的规律，这是因为侧压力系数较大；拱顶沉降108.5 mm，上台阶水平收敛531.8 mm，下台阶收敛864.2 mm，上下台阶交界附近处水平收敛值达638.2 mm，围岩变形量值超出预留100 mm。整理数值模拟及典型断面围岩变形实测结果见表2。分析可知，模拟结果中，各施工阶段围岩变形量虽与典型断面实测数据值略有不同，但围岩变形规律基本保持一致，围岩水平收敛值显著大于拱顶沉降，与现场围岩大变形情况相符，验证了表1中模型参数取值合理性。

图9 既有支护工况模拟围岩变形（单位：mm）

表2 数值计算与变形实测结果统计

3.2 双层初期支护措施

3.2.1 支护措施及模型建立

基于藏噶隧道大变形段围岩变形量值大、变形速率快，收敛变形大于沉降的整体变形特征，借鉴软岩隧道大变形“防抗结合”控制措施的理念，考虑对以调整边墙曲率、长短锚杆结合、双层初支支护为主的支护措施进行模拟分析。具体为：①调整边墙曲率，边墙侧拱矢加大500 mm；②第1 层初支采用全环250 mm 厚C30 喷射混凝土，拱部6 m长组合中空锚杆，边墙10 m、仰拱6 m长自进式锚杆，间距1.2 m×0.8 m（环×纵），全环HW175钢架，间距0.6 m，拱墙预留变形400 mm；③第2层初支采用全环270 mm 厚C30 喷射混凝土、I20b钢架间距0.6 m，全环预留变形200 mm；④二衬采用全环600 mm 厚C35 钢筋混凝土。支护措施断面如图10所示。模型物理力学参数与上节相同，见表1。

图10 双层初期支护断面图

构建双层初期支护分析模型时，采用与既有设计工况相同的模型尺寸、边界条件、本构模型及参数等，双层初期支护通过实体单元实现。

3.2.2 围岩变形

围岩变形模拟结果如图11所示。由图可知，采用上述双层初支支护等措施后，围岩拱顶沉降为116.2 mm，上台阶水平收敛322.8 mm，下台阶收敛580.9 mm，变形量值小于预留变形量，变形处于安全范围内。

图11 双层支护工况围岩变形（单位：mm）

3.2.3 围岩塑性区分布

围岩塑性区分布如图12所示。由图可知，在双层初支支护下，围岩开挖后拱、墙部位塑性区分布范围较小，拱顶和边墙塑性区最大深度分别为2.51，2.97 m，均处于锚杆加固范围内。因模拟过程中仰拱支护施作较晚，隧底出现较大变形，使塑性区范围较大，现场施工时应尽早进行仰拱开挖支护，使支护结构封闭成环。

3.2.4 初期支护结构安全系数

提取计算结果中初支内力，通过计算得到初支安全系数见表3。由表可知，在采用围岩变形综合控制措施后，初期支护结构安全系数满足规范要求，能够保证支护结构安全、稳定。此外，现场施作双层支护时应注意保证施工工艺，并根据监控量测结果动态调整二层初支及二衬的施作时机，确保施工过程安全。

数值模拟结果表明，采用围岩变形综合控制措施后，围岩变形量值得到了控制，拱墙部位塑性区处于锚杆加固范围内，初期支护结构安全系数满足要求，该控制措施能够保证围岩与支护结构稳定。

图12 双层支护工况围岩塑性区云图

表3 初支安全系数表

4 现场应用措施及效果

为了进一步验证上述围岩变形控制措施的可行性与可靠性，现于后续节理化蚀变花岗岩地层，选取DK169+140—DK169+263 段作为试验段，采取针对性措施，开展围岩大变形控制试验，以探讨实际工况下的变形控制措施效果。

试验段围岩以Ⅴ级围岩为主，节理裂隙发育，岩体呈碎裂散体结构，强度较低，遇水易崩解，与DK169+025—DK169+140段围岩无明显差异。

4.1 试验段控制措施

试验段采用IIIB型衬砌结构（见图10）进行支护。施工过程中结合DK169+140—DK169+200段围岩变形情况，于DK169+200—DK169+263段调整了小导管设计参数，并增设了临时仰拱、锁脚锚杆等辅助措施，试验段支护参数见表4。

表4 试验段支护参数

试验段采用三台阶法施工，同时严格控制台阶长度。具体施工步序为：①拱部超前支护后进行上台阶开挖，施作一层初支，台阶开挖高度4.4 m；②中台阶右侧开挖支护，开挖高度1.8 m，距上台阶5 m；后进行中台阶左侧开挖支护，距右侧3 m；③下台阶右侧开挖支护，开挖高度4.2 m，距中台阶左侧3 m；后进行下台阶左侧开挖支护，距右侧3 m；④中下台阶施工完成后，及时施作φ32 自进式锚杆；⑤施作二层初支支护。下台阶左右两侧初支完成后，及时对拱墙部位已完成一层初支段施作二层初支支护；⑥隧仰拱开挖支护及二层初支；⑦根据监控量测结果，确定最佳衬砌时间，施作二次衬砌。

4.2 试验段监测结果

采用双层支护等控制措施后，统计得到试验段DK169+140—DK169+263 围岩累计变形曲线如图13所示。

图13 DK169+140—DK169+263段围岩累计变形曲线

由图可知：试验段围岩变形拱顶沉降最大值为231.1 mm，位于DK169+143 断面；水平收敛最大值为1 338.4 mm，位于DK169+143断面上台阶处，试验段整体变形量值小于大变形段；此外，在增设了上台阶临时仰拱、锁脚锚管等辅助措施后，DK169+200—DK169+263 段累计变形量值较小，围岩变形控制效果较好。

选取试验段典型断面DK169+230 进行分析，其围岩变形时程曲线如图14所示。

图14 DK169+230断面围岩变形时程曲线与变形速率

由图可知：44 d 内，DK169+230 断面累计拱顶沉降53.9 mm，上台阶收敛442.4 mm，下台阶收敛89.9 mm。监测时间内，围岩变形可分为加速、发展、减速、收敛4 个阶段：上台阶开挖后围岩变形处于加速阶段；中台阶开挖期间围岩变形持续发展；下台阶开挖、拱墙部位二层初支施作后变形速率迅速降低，变形趋于收敛，至仰拱支护时已基本稳定。围岩变形随施工工序转换、时间增长逐渐稳定，其最终变形量值均处于最大预留变形量内。其中，开挖后该断面的日拱顶沉降最大值为4.8 mm，日水平收敛最大值为20.8 mm，位于上台阶测点处，其量值较大变形段明显降低。此外，施工期间围岩变形受施工干扰较小，变形速率波动变化现象较为少见。

结合试验段典型断面监测数据可知，试验段围岩变形特征主要为以下3 点：①围岩变形分为加速、发展、减速、收敛4个阶段，拱墙二次初支完成后变形逐渐趋于收敛，至仰拱支护时已基本稳定；②围岩变形速率自上台阶开挖后逐渐降低，受施工扰动影响较小，变形速率激增现象少见；③围岩变形量值、速率得以控制，变形持续时间缩短。

4.3 变形控制效果

大变形段及试验段围岩变形统计数据见表5。结合围岩变形特征及表5可知，试验段围岩变形得到了较好的控制，具体如下。

表5 大变形段及试验段数据统计

（1）围岩变形量值得到控制。在采用调整边墙曲率、双层初支支护等措施后，试验段围岩变形量值整体低于大变形段，变形量值基本处于安全范围内。

（2）围岩变形速率明显降低。在上台阶开挖后3～5 d内，大变形段围岩上台阶收敛的平均变形速率超过50 mm·d-1，而试验段DK169+140—DK169+200，DK169+200—DK169+263 中对应变形速率分别处于30～50 mm·d-1和10～30 mm·d-1内，变形速率得到较好的控制；同时，变形速率受施工扰动影响较小，试验段内上台阶开挖后围岩变形速率逐渐降低，速率激增现象少见。

（3）围岩变形特征出现明显变化。大变形段围岩变形仅为加速、发展阶段，围岩变形增长较快，于约45 d内未呈现出收敛趋势；而试验段围岩变形可为分为加速、发展、减速、收敛阶段，其变形在拱墙二次初支完成后逐渐收敛，至仰拱支护后达到稳定，变形持续时间明显缩短，可在约35～75 d内达到稳定。

（4）试验段DK169+200—DK169+263 段控制效果优于DK169+140—DK169+200 段。在采用增设的临时仰拱和锁脚锚管等辅助措施后，DK169+200—DK169+263 段变形持续时间较短，同时，该段在各施工阶段中的上台阶累计收敛变形平均速率仅为DK169+140—DK169+200 段中的48.72%，57.14%，77.54%，因此其累计变形量值较小，可知增设的上台阶临时仰拱和锁脚锚管等辅助措施对该地层变形控制有一定积极作用。

4.4 应用效果

大变形段DK169+025—DK169+140 自2017年4月7日施工开始，至2018年1月13日仰拱开挖完成，计281 d，因现场针对初支变形侵限采取了拆换拱处理，累计至二衬施作完成共403 d。试验段DK169+140—DK169+263 开挖计217 d，累计至二衬施作完成时共248 d。对比可知，隧道施工效率明显提高。

目前藏噶隧道已成功贯通，采用围岩变形综合控制措施后，试验段及后续此类地层施工过程中未出现异常现象，施工效果良好。以调整边墙曲率、长短锚杆结合、双层初支支护为主的防控结合的围岩变形综合控制措施对该地层围岩变形控制效果较好。

5 结 论

（1）高地应力节理化蚀变花岗岩地层围岩变形呈现出量值大、速率快、水平收敛大于竖向沉降、持续时间长等特征，且围岩变形分为加速、发展阶段，支护结构封闭成环后变形速率未出现明显降低，围岩变形持续增长，原设计方案无法控制变形。

（2）结合围岩变形特征，提出了以调整边墙曲率、长短锚杆结合、双层初支支护为主的防控结合的围岩变形综合控制措施，数值模拟结果表明，该控制措施能够控制围岩变形，拱墙围岩塑性区较小，初期支护结构安全系数够满足要求，能够保证围岩和支护结构稳定。

（3）试验段应用结果表明，在采用围岩变形综合控制措施后，围岩变形量值、速率、持续时间均得以控制，围岩变形自拱墙二次初支施作完成后逐渐收敛，至仰拱支护时已基本稳定；试验段在施工过程中未发生异常现象，施工效果良好，施工效率也得到较大的改善。