0 引言

随着国家精准扶贫政策不断推进，西南地区正大力建设铁路、公路隧道等基础设施，在隧道建设中不可避免会穿越软弱围岩，隧道在穿越软弱围岩时易发生支护开裂、侵限、钢拱架扭曲、地表开裂及坍塌等灾害事故，从而增加施工风险及成本^[1]。因此，对软弱围岩隧道的研究极其重要。

目前，研究人员已对软弱围岩隧道的变形特征^[2-10]、机理^{[2, 4, 6]}、控制技术^{[5, 7, 8, 10-16]}等开展了一系列的研究工作。在隧道变形特征及机理方面，李磊等^[2-3]通过数值模拟与现场监测，发现深埋高地应力千枚岩隧道主要表现为挤压变形，大变形因素与构造应力、岩层产状和低岩体强度有关；陈建勋等^[4]发现深埋大跨度绿泥石片岩隧道在初支封闭前以沉降变形为主，而初支封闭后以边墙的挤出变形和仰拱底鼓变形为主；李廷春等^[5]对毛羽山深埋高地应力隧道大变形特征及机理进行研究，认为围岩变形具有变形速率快、持续时间长、变形量大、阶段性明显等特征；王志杰等^[6]对第四系富水红砂岩地层隧道大变形原因、特征进行研究。陈培帅等^[7]通过现场监测得出某浅埋大跨度黄土隧道变形具有变形量大、变形速率快、持续时间长等特征。在隧道变形控制方面，主要是从开挖方法和支护技术2方面进行。如陈建勋等^[11]采取“三台阶留核心土法+大预留+双层HK200b钢架分次支护+大直径锁脚锚管+围岩径向注浆+加深仰拱”的方法成功控制住大跨度绿泥石片岩隧道大变形; 罗江等^[12]针对深埋软弱钙质板岩隧道大变形提出增设套拱，加大初期支护刚度等措施; 杨文东等^[14]认为凝灰岩隧道采取下台阶一次性开挖、仰拱一次性施作能提高隧道围岩的稳定性和安全性; 张德华^[15]、晏长根^[16]等采用多层支护成功控制深埋高地应力软岩隧道大变形。

综上所述，现阶段对软弱围岩隧道的研究主要集中于大跨度、大埋深、高地应力环境下的千枚岩、板岩、绿泥石片岩等地层，而对浅埋、低应力条件下的砂质页岩隧道研究还鲜见报道。与深埋隧道相比，浅埋隧道在施工过程中更容易发生灾害，特别是浅埋软弱围岩隧道下穿建筑、公路等情况的灾害事故更加突出，隧道变形防控面临更加严峻挑战。因此，开展砂质页岩浅埋隧道的变形特征及控制措施的研究具有重要的现实意义。本研究以峨汉高速双桥1^#隧道为研究对象，通过现场监测，探究双桥1^#隧道洞口浅埋段的变形规律及影响因素，提出围岩大变形控制措施，以确保双桥1^#隧道的施工安全和进度，并为类似环境中的隧道工程提供参考。

1 工程背景

峨汉高速双桥1^#隧道位于四川省峨眉山市大为镇双桥村境内，该隧道为双线越岭分离式隧道，洞轴线均为弧线型，左线起止里程为ZK40+399~ZK40+842，隧道长度为443 m，坡度为1.15∶443，最大埋深为69 m；右线起止里程为K40+378~K40+861，隧道长度为483 m，坡度为0.50∶483，最大埋深为79 m。隧道右洞在K40+510~K40+525处下穿G245国道与居民区，隧道顶距公路埋深约45 m。

1.1 工程地质与水文地质

隧址区涉及主要地层为第四系全新统坡洪积层(Q₄^d₁+p₁)粉质黏土，分布于隧道进口缓坡地带；崩坡积层(Q₄^c+d₁)碎石，分布于隧道进出口附近及沿线斜坡地带；中生界二叠系上统沙湾组(P₂S)地层砂质页岩，贯穿整个隧址区；古生界二叠系上统峨眉山玄武岩组(P₂β)地层玄武岩，在进出口附近及沿线都有分布，而隧道实际开挖中揭露岩层情况与设计勘察差异较大，施工中揭露岩层主要为砂质页岩, 如图 1所示。

隧址区地下水类型分第四系松散堆积层孔隙水及基岩风化裂隙水2种。第四系松散堆积层孔隙水主要赋存于坡洪积及崩坡积层中，受大气降水补给，顺层径流向大为河沟排泄，其透水性较好，富水性一般，无统一地下水面，量微，对隧道影响小；基岩风化裂隙水赋存于岩层风化裂隙中，主要受大气降水、上层滞水等渗透补给，顺层径流排泄，富水条件较差，故隧址区地下水总体较贫乏。但经现场揭露，右洞洞内渗水较为严重。

1.2 施工方案

双桥1^#隧道右洞穿越围岩主要为Ⅳ，Ⅴ级围岩，其中Ⅳ级围岩共213 m，占44.1%，Ⅴ级围岩共270 m，占55.9%。Ⅴ级围岩开挖方法采用上下台阶预留核心土，主要施工步骤：(1)开挖上台阶环形土①，上台阶高度6.15 m, 长度为3~8 m；(2)施工上台阶初期支护②；(3)开挖上台阶核心土③；(4)开挖左下台阶④；(5)施工左下台阶初期支护⑤；(6)开挖右下台阶⑥；(7)施工右下台阶初期支护⑦；(8)施工仰拱⑧；(9)施工仰拱二次衬砌⑨；(10)施工拱墙2次衬砌⑩。支护参数及具体开挖如图 2~图 3所示。

1.3 现场变形情况

2020年6月23日，当双桥1^#隧道右洞掌子面开挖到K40+532，分别距仰拱77 m和二衬88 m时，发现K40+520~K40+527段对应的地表在中线及右侧民房地基出现不同程度下沉及开裂，民房下沉量最大约100.5 mm，裂缝长约1~8 m，裂缝宽介于2~12 mm；经断面仪检测发现，K40+475~K40+525段出现不同程度侵限及开裂，随后立即停止掌子面施工，并分析原因采取加固措施。

2 变形特征 2.1 现场监测方案

对K40+470~K40+530段洞内拱顶、拱腰收敛进行监测，按5 m一个断面进行布置，同时对G245国道(K40+510断面)与K40+522断面进行监测，K40+510断面共布置8个监测点，K40+522断面共布置7个监测点，2断面4^#点位均位于隧道中轴的正上方，监测点间距为3~6 m，洞内及地表监测点布置如图 4~图 5所示。采用高精度全站仪对洞内及国道进行监测。

2.2 大变形段围岩整体变形

由K40+475~K40+525段隧道围岩变形分布图(图 6)可知，拱顶累计下沉值为124.5~338.0 mm，周边累计收敛值为174.7~273.0 mm，均大于设计预留变形量120.0 mm，说明隧道纵向变形范围大。此外，K40+475~K40+500段累计收敛值大于累计下沉值，而K40+510~K40+525段累计下沉值大于累计收敛值，说明隧道不同段落变形存在差异；通过断面仪检测发现K40+475~K40+500断面表现为右边墙、右拱腰侵限，左边墙向左侧偏移，而K40+510~K40+525以右拱腰、拱顶侵限为主，说明隧道为不对称变形。

2.3 洞内变形

图 7为K40+485，K40+515两个典型断面围岩变形时间曲线，可以看出K40+515，K40+485两个断面监测时间为68~76 d，其累计沉降量与水平收敛量分别为338.0 mm，162.0 mm和223.0 mm，223.0 mm；各典型断面拱顶下沉与拱腰收敛规律一致，均表现为“急剧增长—缓慢增长—快速增长—趋于稳定”4个阶段。

(1) 急剧增长阶段

由上台阶开挖引起的急剧增长阶段共持续11~32 d。该阶段围岩变形速率大、变形量大，如K40+485，K40+515在该阶段累计沉降量与累计收敛量分别为122.0 mm，188.0 mm和155.0 mm，137.0 mm，分别占最终监测值的75.3%，55.6%和69.5%，61.4%，该阶段2断面的最大沉降速率与收敛速率分别为39.0 mm/d，22.0 mm/d和26.0 mm/d，10.0 mm/d，变形速率和累计变形量都远超规范与设计值，并在该阶段右拱腰开裂。此外可以发现K40+515断面在短时间内产生较大变形量，变形速率较大且呈增长的趋势，表明该断面围岩压力较大且施加速度快。推断其原因可能是：(1)受断面上方G245国道车辆荷载影响较大；(2)受开挖围岩应力释放与支护结构协调变形影响；(3)洞内支护刚度不足。因此建议隧道通过国道时应加强支护刚度并限制国道车辆。

通过对K40+485断面的监测数据分析可以发现，该断面的变形速率呈现较大波动，变形量呈现一直增大的趋势。这主要是由于仰拱施工严重滞后，支护受力得不到改善，围岩压力长时间不能平衡，加之本工程围岩具有一定蠕变性，导致该断面变形量一直呈增大趋势，而变形速率呈波动变化。因此隧道应尽快施工仰拱。

(2) 缓慢变化阶段

鉴于洞内围岩变形量、速率较大及初支开裂，立即停工及采取双层支护、洞内外引排水、洞内注浆等加固措施，围岩变化曲线进入缓慢变化阶段，2断面拱顶下沉与拱腰收敛速率整体降为5.0 mm/d以下，累计沉降量与收敛量分别为17.0 mm，67.0 mm和21.0 mm，33.0 mm，分别降低64.8%，35.8%和60.1%，46.6%。表明临时加固措施对洞内变形有明显抑制效果。

(3) 快速变化阶段

当洞内变形速率显著减小后，进行下台阶施工，卸荷导致围岩应力被大量释放，围岩变形速率增大到最大为14.0 mm/d，时变曲线很快进入快速增长阶段。该阶段持续时间短，约为9~19 d，该阶段累计沉降量与累计收敛值分别为23.0 mm，67.0 mm和46.0 mm，48.0 mm，占最终监测值的14.2%，19.8%和20.6%，21.5%。

(4) 趋于稳定阶段

随后立即施工仰拱，围岩变形曲线进入趋于稳定阶段，该阶段出现在隧道开挖57~62 d后，最大累计变形量为16.0 mm，占最终监测值的4.7%，变化速率均小于3.0 mm/d，并最终趋于0 mm/d。表明仰拱封闭对隧道稳定起关键性作用。

综上分析发现，上下台阶开挖引起的拱顶和周边收敛值均很大，占最终稳定值的80%~90%；仰拱施工后围岩变形值较小，所占最终稳定值小于5%，并最终稳定。因此，在施工中应适当缩短上下台阶的开挖进尺及加强各工序衔接，尽早施工仰拱从而控制围岩变形。

2.4 地表变形

(1) 时变规律

由图 8与图 9可知，历时68 d的监测期内，2断面各监测点沉降规律大致相同，均经历“快速下沉阶段—平台阶段—缓慢下沉阶段—2次平台段—2次快速下沉阶段—趋于稳定阶段”6个阶段。

自地表及洞内出现开裂后，立即对洞内采取停工及加固措施，同时对地表民房及国道进行监测，各测点从开始监测就处于快速下沉阶段，K40+510断面与K40+522断面的监测点最大沉降速率分别为3.0 mm/d和3.5 mm/d，直至第8 d快速下沉阶段结束；随着洞内持续停工及加固措施逐渐完成，围岩应力逐渐趋于平衡，洞内变形处于缓增阶段，地表沉降进入平台阶段。可以看出加固措施不仅对抑制洞内变形有效，对地表下沉也有明显控制效果。

然而第12 d洞内掌子面开始间断性施工，K40+510断面与K40+522断面的监测点分别以最大速率不超过1.0 mm/d和2.5 mm/d的下沉速度进入缓慢下沉阶段；直至第22 d掌子面暂停施工，进行下台阶开挖，地表下沉曲线进入急剧下沉阶段，沉降最大速率为4.0 mm/d(K40+510断面)和3.5 mm/d(K40+522断面)，并持续下沉至第41 d结束，说明洞内施工对地表下沉有较大影响；最后随着仰拱封闭，地表所有监测点均进入趋于稳定阶段，说明初支封闭成环对控制地表沉降也起关键控制作用。值得注意的是，在仰拱施作后地表各测点下沉值均有一定量的“跃迁”，这与文献[17]相似，可能是因为洞内初支闭合成环后，围岩与支护进行应力调整，引起洞内拱顶下沉而导致地层损失，从而地表发生下沉。

(2) 横向变形规律

根据图 10地表横向沉降曲线可以看出，(1)K40+510断面沉降横向分布图近似呈“V”字形，最大下沉值点位于隧道中轴线左侧方向3^#点处，为41.0 mm；同时该断面隧道中线上方左侧监测点下沉值普遍大于隧道右侧。这可能是因为左洞先于右洞施工，左洞施工对右洞左侧方向扰动较大，尤其是爆破作用，而当右洞施工时，左侧围岩再次受到干扰而进一步松动，造成左侧地表下沉普遍大于右侧；(2)K40+522断面沉降横向分布图整体也呈“V”字型，最大沉降点位于隧道中轴线正上方4^#监测点处，约为52.0 mm，沉降值向隧道2侧逐渐减小，且右侧监测点的下沉值普遍大于隧道左侧。

通过对比K40+510与K40+522断面地表横向分布曲线发现：(1)K40+522断面的沉降量普遍大于K40+510；(2)K40+522与K40+510断面横向沉降规律不同，K40+522断面右侧沉降值普遍大于左侧，而K40+510断面恰好相反；这可能是由于K40+522断面地表存在大量裂缝，雨水及地表水易渗入围岩内，而砂质页岩在水的作用下强度显著降低，加之民房基础差，因此在施工影响下发生较大变形；而K40+510断面位于国道上，虽有较大行车荷载，但路基基础较好，无裂缝，围岩未被水软化，因此表现出K40+522断面的沉降值普遍大于K40+510。

3 大变形原因分析 3.1 地质与水文

根据勘察报告显示，右洞主要穿越中风化玄武岩地层，但实际揭露的岩层为中/强风砂质页岩，节理发育，强度低，薄层状构造，岩层倾角接近90°。隧道开挖后，围岩由三维受力转向二维受力，围岩抗拉及抗压强度降低，薄层陡倾角岩层在较大围岩压力作用下易发生屈曲破坏^[18-19]，特别是隧道2侧及掌子面处。此外，隧址区6月雨水集中，隧道表土层碎石土空隙大、渗透能力强，使得地下水较为丰富，通过地表瞬变电磁预报及洞内右拱腰长期渗水得证。中风化砂质页岩遇水后易软化，强度急剧降低，隧道在较大围岩压力作用下，拱腰及边墙处的围岩首先发生屈曲破坏，并从表由里不断延伸，而大变形段最大埋深仅有3.5D(D为开挖跨度)，使得围岩破坏很容易延伸到地表，从而导致地表局部发生开裂及下沉。

同时，隧道开挖过程中长期渗水，当地下水被释放到一定程度时，围岩在较大外荷载及自重作用下会发生一定程度的固结下沉，从而导致地表发生局部开裂及下沉。此外，地下水产生的动、静水压力作用导致围岩内应力场改变，加剧了软岩大变形，因此隧道发生不同程度的不均匀侵限。

3.2 外荷载与施工影响

仰拱及时封闭对控制隧道变形起关键作用。双桥1#隧道设计方案规定V级围岩段掌子面与仰拱的安全距离一般不超过25 m，但实际施工中远超25 m，支护不能及时封闭成环，这是导致隧道产生大变形侵限的主要原因。同时，隧道下台阶一次开挖长度达10 m以上，远超方案规定长度，导致应力一次释放过大，形成较大塑性区，上台阶拱架长期处于“悬空”状态而不能受力，从而进一步引发较大围岩变形。另外，由于大变形段埋深较浅，隧道在G245国道车载与左洞爆破作用(右洞非爆破作业)下也会产生较大变形，如最大洞内最大沉降出现在K40+515断面，地表K40+522左侧下沉量较右侧大。

4 隧道变形控制措施及效果分析 4.1 变形控制措施

针对洞内大变形及地表开裂下沉，分别采取如下控制措施：

(1) 掌子面反压回填与稳定性控制

为避免掌子面长时间暴露而引发垮塌，对上台阶掌子面施工C25喷射混凝土后用砂土反压回填，回填长度约5 m，回填高度距拱顶2.5 m；为确保隧道整体稳定性和平衡局部偏压，隧道进口由原设计的剥竹式洞门墙变更为端墙形式洞门，并新增偏压式翼墙。

(2) 双层支护

为增强初支整体刚度，首先对洞内开裂处用C25混凝土对其进行复喷；其次对右洞K40+470~K40+525段进行双层初期支护，即初支层外再支护一层I20工字钢，其间距为0.5 m/榀，与第1层支护工字钢交错布置，第2层工字钢与第1层初支的间隙采用C25喷射混凝土填充，纵向采用ϕ22螺纹钢筋连接，上台阶拱脚采用60 cm×40 cm(高×宽)C20混凝土条形基础落底，并在上台阶拱脚增设两组ϕ42锁脚锚管。

(3) 围岩注浆与排水措施

为填充隧道围岩裂隙和节理空隙，提高围岩自承能力，在K40+470~K40+525段双层支护间打设ϕ42注浆小导管加固围岩，ϕ42注浆小导管参数为：长度4.5 m，采用纯水泥浆注浆，注浆水灰比0.6，小导管环向间距80 cm，纵向间距60 cm。为提高围岩强度，降低围岩软化程度，首先对隧道地表裂缝进行修补，减少地表水渗入隧道；其次对右洞洞内拱壁渗水处打设排水管，洞内施工集水坑，将水引排至洞外。

(4) 快速封闭仰拱与减少围岩扰动

及时施工仰拱，使初期锚喷支护和钢支撑能够及早闭合成环，与围岩共同形成“承载拱效应”，可有效控制围岩挤压变形^[20]。在双桥1^#隧道施工中，在满足施工开挖要求和台阶稳定情况下，尽可能缩短上台阶长度，尽快使支护形成闭合断面，具体施工措施为：严格执行施工方案中的台阶保留5~8 m，仰拱距掌子面保持在25 m以内，控制每次开挖长度在0.8 m以内，拱架按照0.6 m/榀执行；调整左洞爆破参数，减弱爆破对右洞围岩的干扰。

(5) 监控量测与信息化施工

加强现场监控量测、重视超前地质预报、动态控制软弱围岩大变形是隧道施工中的重要环节^[5]。峨汉高速双桥1^#隧道施工过程中，采用地质雷达、瞬变电磁仪等进行综合超前地质预报，及时掌握前方地质及含水情况，为制定相应的应对控制措施提供依据。

4.2 变形控制效果分析

采取变形控制措施后，隧道变形得以控制。以拱顶下沉为例，如图 11所示，当采取加固措施后，隧道拱顶下沉值最大为89.0 mm，小于原方案预留变形量120.0 mm，为大变形段最大下沉值的23.4%，最大下沉速率为12.0 mm/d，远小于加固前的39.0 mm/d。拱顶下沉在25 d后便趋于稳定。由此可见，采取的加固措施对隧道变形控制具有显著作用。

5 结论

本研究基于双桥1^#隧道现场监测数据，对隧道洞口浅埋段地表沉降、拱顶下沉、拱腰收敛变形规律进行分析，得出如下结论：

(1) 随埋深的增加，隧道拱顶下沉量逐渐增加，隧道的变形由拱腰收敛向以拱顶下沉为主转变。累计变形量大，最大约338.0 mm，变形速率快，最大为39.0 mm/d，变形差异大，不同施工段、不同断面变形均不一样，变形持续时间长，变形收敛均在60 d以上。

(2) 拱顶下沉和水平收敛变形规律一致，均呈“急剧增长—缓慢增长—快速增长—趋于稳定”4个阶段；其中急剧增长段围岩变形量大，占最终变形值的55%~75%；地表变形复杂，各断面沉降均经“快速下沉阶段—平台阶段—缓慢下沉阶段—2次平台段—2次快速下沉阶段—趋于稳定阶段”6个阶段，横断面呈不对称的“V”字型分布。

(3) 隧道大变形最主要原因是由于仰拱施工滞后，隧道支护受力迟迟得不到改善导致，而水、地质围岩差、外荷载等因素加剧大变形的发展。因此在施工过程中应及时施工仰拱。

(4) 通过采取掌子面反压回填、双层支护、注浆小导管、排水措施、增设洞门墙、快速封闭仰拱、等措施后，最大沉降值仅为大变形段的23.4%，最大下沉速率由39.0 mm/d降为12.0 mm/d，并在25 d后趋于稳定，隧道大变形得到有效控制。