高地應(yīng)力條件下花崗巖蝕變帶隧道大變形施工控制技術(shù)

李傳書

(中鐵五局集團(tuán)有限公司， 長沙 410007)

藏噶隧道區(qū)域地質(zhì)構(gòu)造復(fù)雜，新構(gòu)造運動強烈,在隧道掘進(jìn)過程中，遭遇蝕變巖[1]。受蝕變帶和結(jié)構(gòu)面殘余應(yīng)力影響，隧道開挖引起初期支護(hù)發(fā)生大變形。已有研究表明，蝕變巖為低吸水率的弱膨脹性巖石，其強度、變形特征受蝕變程度、風(fēng)化程度及巖石性質(zhì)共同影響。巖漿在侵入過程中，會對周邊巖體起到強烈擠壓作用使其破碎，同時在冷卻成巖過程中釋放大量熱量，加劇巖體破壞變質(zhì)、降低其力學(xué)性質(zhì)，導(dǎo)致形成全風(fēng)化巖層，具有“自穩(wěn)時間短、應(yīng)力調(diào)整快、變形量大、持續(xù)時間長”等特點。施工過程中應(yīng)堅持“預(yù)報先行、放抗結(jié)合”原則，通過調(diào)整結(jié)構(gòu)受力形式、加長錨桿等加強支護(hù)措施，將變形量控制在可控范圍之內(nèi)，避免出現(xiàn)因變形過大造成初期支護(hù)拆除、坍塌、二次襯砌開裂等現(xiàn)象。

1 工程概況

藏噶隧道全長 8 775 m，隧址區(qū)位于唐古拉山與喜馬拉雅山之間的藏南谷地高山河谷區(qū)，線位標(biāo)高 3 550 m左右，隧道最大埋深 778 m。隧址區(qū)域地質(zhì)構(gòu)造復(fù)雜，新構(gòu)造運動強烈，是中國大陸現(xiàn)今地殼構(gòu)造運動最為強烈的地區(qū)，具有活動斷裂規(guī)模大、分布密集、地震活動頻繁、震級大及地震破裂帶長等特征?；鶐r大面積裸露，各巖層間為角度不整合接觸。區(qū)域性斷裂構(gòu)造極為發(fā)育，巖體較破碎；洞身依次穿越有拉龍-藏嘎張性斷裂、性質(zhì)不明斷裂F和沃卡-羅布莎斷裂(活動連續(xù)斷裂)。

藏噶隧道DK 168+805～DK 169+130段埋深為268～497 m，地層巖性為弱風(fēng)化花崗巖，圍巖級別 Ⅲ級，采用Ⅲa型復(fù)合式襯砌，預(yù)測為中等巖爆區(qū)。施工過程中該段圍巖變形量大、速率快、持續(xù)時間長?，F(xiàn)場開挖揭示地層巖性為花崗巖，受構(gòu)造影響強烈，巖體節(jié)理裂隙發(fā)育，且伴有斷層泥發(fā)育特征，局部地段巖體手掰易碎，巖體強度較低，根據(jù)施工揭示情況，該段圍巖級別變更為Ⅳ、Ⅴ級，該段隧道縱斷面示意如圖1所示。

圖1 藏噶隧道大變形縱斷面圖

2 前期施工情況

藏噶隧道二橫工區(qū)正洞大里程于2017年4月25日自三角區(qū)DK 169+025處開始受蝕變巖影響、圍巖極差，現(xiàn)場多次變更增強支護(hù)措施(如表1所示)，但最終圍巖變形仍超限，導(dǎo)致發(fā)生鋼架剪切扭斷現(xiàn)象。

表1 藏噶隧道蝕變帶前期支護(hù)措施變更表

當(dāng)掌子面到達(dá)DK 169+140附近時，后方鋼架已嚴(yán)重變形侵限，其中最大周邊收斂斷面出現(xiàn)在DK 169+122處，該斷面自2017年10月3日開挖后，至12月13日換拱前，累計收斂變形達(dá) 3 353.2 mm。最終掌子面停止掘進(jìn)，進(jìn)行換拱加強處理，嚴(yán)重影響現(xiàn)場施工進(jìn)度?，F(xiàn)場初期支護(hù)變形情況如圖2所示。

圖2 初期支護(hù)變形圖

3 變形原因分析

3.1 應(yīng)力測試

在藏噶隧道二橫工區(qū)DK 169+073處采用空心包體法進(jìn)行地應(yīng)力測試，測試結(jié)果如表2所示。

表2 藏噶隧道DK 169+073處應(yīng)力測試結(jié)果表(埋深455 m)

目前，國內(nèi)一般采用巖石抗壓強度與地應(yīng)力的比值對高地應(yīng)力分級，GB 50021-2001《巖土工程勘察規(guī)范》[2]中關(guān)于初始地應(yīng)力的分級方案如表3所示，計算公式為：

表3 初始地應(yīng)力分級方案表

δ1=UCS飽和/б1

式中：δ1——初始地應(yīng)力；

UCS飽和——巖石單軸飽和抗壓強度；

б1——實測最大主應(yīng)力。

蝕變花崗巖是一種典型的硬質(zhì)變質(zhì)巖，在風(fēng)化作用與熱液蝕變作用下，其密度、強度等物理力學(xué)性質(zhì)與原巖存在較大差異，具有巖體軟弱、自穩(wěn)能力差等特點[3]?，F(xiàn)場圍巖呈全風(fēng)化狀，手捏易碎，取樣困難，單軸飽和抗壓強度測定困難。根據(jù)相關(guān)資料，全風(fēng)化花崗巖的單軸飽和抗壓強度小于30 MPa，而易軟化和泥化的頁巖抗壓強度一般為11.5～22.8 MPa。根據(jù)表3可得出藏噶隧道此段處于高地應(yīng)力狀態(tài)。

3.2 監(jiān)控量測

DK 169+122處初期支護(hù)收斂變形曲線如圖3所示，上臺階施工時間為2017年10月11日，換拱前累計收斂量達(dá)3 353 mm，累計拱頂沉降達(dá)295 mm。從圖3可以看出，初期支護(hù)變形未有明顯收斂趨勢，各臺階開挖后，變形快速增長，徑向注漿、仰拱開挖封閉后變形速率有一定下降，但變形收斂仍基本按恒定速率收斂，表明支護(hù)強度不夠。

圖3 現(xiàn)場初期支護(hù)變形收斂曲線圖

由于藏噶隧道開挖斷面高跨比相對較大(約1.22)，且邊墻曲率較小，該斷面形狀在控制收斂變形方面無明顯優(yōu)勢[4]，加之隧址區(qū)受構(gòu)造應(yīng)力影響，地層水平應(yīng)力較大，因此，在開挖后圍巖收斂變形大于拱部沉降變形[5]。

3.3 支護(hù)應(yīng)力監(jiān)測

現(xiàn)場通過埋設(shè)測力元件，對土應(yīng)力、鋼架應(yīng)力、錨桿應(yīng)力進(jìn)行監(jiān)測，對圍巖及支護(hù)結(jié)構(gòu)的狀態(tài)作出全面分析。測點布置于斷面左拱肩、拱頂、右拱肩處。每個測點布置 1個土壓力盒(初期支護(hù)和圍巖之間)；2個混凝土應(yīng)變計(內(nèi)側(cè)和外側(cè))；2個鋼筋計(內(nèi)側(cè)和外側(cè))；1根錨桿計(每根錨桿計上有4個測點，深度分別為 0.5 m、1.5 m、2.5 m、3.5 m)。

現(xiàn)場應(yīng)力測試結(jié)果如圖4所示。在測量時段內(nèi)(17 d)，現(xiàn)場測得左拱肩土壓力最大值為13.8 kPa；錨桿最大壓力為133 kN位于左拱肩1.5 m深處；混凝土外側(cè)應(yīng)力最大值為15.1 MPa,混凝土內(nèi)側(cè)應(yīng)力最大值為13.4 MPa，均位于右拱肩處；鋼架外側(cè)最大應(yīng)力為37 MPa,內(nèi)側(cè)最大應(yīng)力為68.5 MPa，均位于右拱肩處。

圖4 現(xiàn)場應(yīng)力測試結(jié)果圖

現(xiàn)場實測土壓力結(jié)果與聶林[6]關(guān)于花崗巖蝕變帶隧道開挖大比例模型(1∶30)試驗的土壓力測試結(jié)果接近。同時聶林在模型試驗中發(fā)現(xiàn)，洞室在有支護(hù)情況下，最大土壓力變化值為8 kPa，且受到支護(hù)約束逐漸趨于穩(wěn)定；無支護(hù)情況下，土壓力變化為開放狀，最終洞室發(fā)生破壞。

現(xiàn)場施工情況及室內(nèi)試驗都證明，在沒有足夠剛度的支護(hù)結(jié)構(gòu)約束下，花崗巖蝕變帶隧道無法自穩(wěn)，在高地應(yīng)力情況下，變形情況尤為嚴(yán)重。

4 花崗巖蝕變帶隧道大變形控制技術(shù)

4.1 預(yù)測預(yù)報

研究表明，硬質(zhì)圍巖具有碎裂結(jié)構(gòu)并處于高地應(yīng)力環(huán)境時，即使不存在地下水的軟化和侵蝕作用，施工中也可能發(fā)生圍巖大變形[7]。因此，當(dāng)高地應(yīng)力花崗巖地層隧道存在巖層接觸帶、斷層等情況時，應(yīng)考慮花崗巖蝕變影響。現(xiàn)場通過TSP、超前鉆孔等方式探測前方圍巖地質(zhì)，當(dāng)存在物探異常時，應(yīng)采取取芯鉆探措施，對圍巖形態(tài)進(jìn)行直觀分析。同時結(jié)合已開挖段落變形監(jiān)測、應(yīng)力測試、應(yīng)力場分析評估結(jié)果對前方圍巖進(jìn)行綜合預(yù)報預(yù)測。

4.2 支護(hù)參數(shù)

明確為花崗巖蝕變引起的隧道大變形后，現(xiàn)場對支護(hù)結(jié)構(gòu)進(jìn)行了調(diào)整，襯砌結(jié)構(gòu)橫斷面如圖5所示。

圖5 襯砌結(jié)構(gòu)橫斷面示意圖(cm)

(1)改善隧道結(jié)構(gòu)受力狀態(tài)，加大隧道邊墻和仰拱的曲率，使隧道受力結(jié)構(gòu)接近圓形抗壓結(jié)構(gòu)。

(2)采用φ89管棚進(jìn)行超前加固(拱頂140°范圍內(nèi))，并輔以φ42超前小導(dǎo)管注漿加固。

(3)設(shè)置兩層初期支護(hù)，第一層初期支護(hù)采用HW175型鋼，噴25 cm厚C30混凝土，第二層初期支護(hù)采用I20b型鋼，噴27 cm厚C30混凝土，鋼架間距均為0.6 m，鋼架拱腳及墻腳處設(shè)φ42鎖腳錨管，每根長4.0 m；兩層初期支護(hù)都考慮了預(yù)留變形量(第一層預(yù)留40 cm，第二層預(yù)留20 cm)。

(4)采取徑向長錨桿注漿，拱頂6 m長φ22組合真空錨桿，邊墻10 m長φ32自進(jìn)式錨桿，仰拱6 m長φ32自進(jìn)式錨桿，間距為1.2 m×0.8 m(環(huán)×縱)。

(5)隧道二次襯砌采用60 cm厚鋼筋混凝土加強襯砌。

4.3 施工控制要點

4.3.1 開挖工法

兩臺階開挖因斷面凈空較大，造成變形加快，而且不易及時采用措施?，F(xiàn)場采用三臺階開挖，上臺階高度控制在4.4 m(采用簡易臺架，臺架長4 m、寬5 m、高2.3 m)、中臺階高度控制在1.8 m、下臺階高度控制在4.2 m。根據(jù)變形監(jiān)測結(jié)果，預(yù)留合適的變形空間。

4.3.2 臺階長度

為便于機械作業(yè)，加快施工進(jìn)度，現(xiàn)場需嚴(yán)格控制臺階長度。上臺階長度控制在5～6 m(簡易臺架長4 m，中臺階開挖處應(yīng)有一定坡度，所以上臺階長度需要控制在5～6 m)，中臺階長度控制在3～4 m，下臺階長度控制在10 m，仰拱填充超前二次襯砌2～3環(huán)(每環(huán)6 m)，上、中、下臺階保持同步施工。施工步距示意如圖6所示。

圖6 大變形段施工步距示意圖(mm)

4.3.3 鋼架施作

(1)各臺階鋼架腳位置必須施作長4 m的φ42鎖腳錨管4根。錨管施工高度控制在拱腳板30 cm(內(nèi)弧)內(nèi)，并采用“U”型φ22鋼筋與鎖腳錨管及鋼架焊接牢固。錨桿桿體與鋼架焊接成整體，提高鋼架抗彎能力。

(2)必要時上臺階拱腳設(shè)置臨時橫撐。

4.3.4 錨桿施作

(1)錨桿鉆機需要在中、下臺階操作。鉆孔前須標(biāo)記孔位。所有錨管、錨桿必須注漿飽滿。

(2)上臺階預(yù)留核心土、隧道凈空狹窄導(dǎo)致大型機械無法操作。無法及時施作長錨桿和長鎖腳錨管時，必須先人工施作3 m長短錨桿作為支護(hù)，在中臺階施工前臨時提高錨固力。

4.3.5 徑向注漿

第一層初期支護(hù)完成后，應(yīng)根據(jù)圍巖情況及設(shè)計要求進(jìn)行洞周圍巖徑向注漿，固結(jié)洞周土體，形成加固圈，共同抵抗變形。

4.3.6 第二層初期支護(hù)施工方式及時間

第一層初期支護(hù)完成及φ32自進(jìn)式長錨桿施作完成后，及時施作二層支護(hù)。變形過大時，可在第一層初期支護(hù)未開挖仰拱封閉成環(huán)前，先施作拱墻部分的第2層初期支護(hù)。

現(xiàn)場采用自制臺架，設(shè)置輔助吊裝設(shè)備作為二層支護(hù)臺車。拱墻部分鋼架一次成型，一次架設(shè)多榀。

4.3.7 仰拱施工

仰拱必須及時施作。仰拱第一層、第二層初期支護(hù)可同時施工，確保初期支護(hù)拱架整體穩(wěn)定性，及時噴射混凝土封閉成環(huán)，每次開挖進(jìn)尺控制在3 m。

4.3.8 監(jiān)測預(yù)報

(1)現(xiàn)場增設(shè)超前探孔，對前方水文地質(zhì)進(jìn)行直接判斷。

(2)增加監(jiān)控量測斷面、測量頻率，監(jiān)控量測數(shù)據(jù)必須每日在現(xiàn)場交班會上進(jìn)行通報，及時掌握圍巖變形情況，對變形發(fā)展趨勢進(jìn)行分析。

(3)增加應(yīng)力監(jiān)測。監(jiān)測圍巖壓力、鋼架應(yīng)力、混凝土應(yīng)力、錨桿軸力等變化情況。其中通過錨桿軸力的最大拉力點位置驗證松動圈范圍。

4.4 安全控制

(1)大變形段施工遵循“放抗結(jié)合、盡快成環(huán)、減少擾動、量測指導(dǎo)”的原則，做好工序銜接、安排緊湊。及時支護(hù)，封閉成環(huán)，充分發(fā)揮圍巖自身承載力，盡量減少圍巖暴露時間，避免長時間暴露引起圍巖失穩(wěn)。

(2)施工時加強超前支護(hù)措施，做好超前地質(zhì)預(yù)報，準(zhǔn)確掌握前方地下水發(fā)育情況、地質(zhì)變化情況，及時調(diào)整預(yù)留沉降量，避免因變形侵限導(dǎo)致鋼架拆換，造成前方支護(hù)無法及時封閉成環(huán)、變形增大形成惡性循環(huán)。

(3)開挖鉆孔作業(yè)中，必須由有經(jīng)驗的工人于拱頂、兩側(cè)拱腰施作加深炮孔，根據(jù)鉆進(jìn)情況推測前方地質(zhì)條件。

(4)上、中、下臺階同時作業(yè)時，還要特別注意上臺階與中臺階及下臺階掌子面的位置，必須將虛渣和松、浮石處理干凈方能繼續(xù)進(jìn)行下一步作業(yè)，防止落石傷人。

(5)加強機械化配置，如采用錨桿鉆機等，減少掌子面施工人員數(shù)量，加快施工循環(huán)時間。

(6)加強對隧道現(xiàn)場施工作業(yè)人員安全教育培訓(xùn)。

5 效果分析

現(xiàn)場按大變形支護(hù)措施施工后，變形情況得到明顯抑制，變形收斂絕對值減小，雙層初期支護(hù)施工后變形速率明顯降低，累計收斂變形量均未超過預(yù)留變形量(單側(cè)60 cm、雙側(cè)120 cm)，杜絕了鋼架拆換風(fēng)險。典型斷面收斂變形情況如圖7和圖8所示。

圖7 DK 169+164斷面水平收斂曲線圖

圖8 DK 169+175斷面水平收斂曲線圖

DK 169+164斷面于3月29日開始觀測，最大單日變形出現(xiàn)在4月22日(施工中臺階)，水平收斂量為30 mm；5月6日施工第2層初期支護(hù)，當(dāng)日水平收斂量為11 mm；4月16日施工下臺階，當(dāng)日水平收斂量為15 mm；5月18日開挖仰拱，當(dāng)日水平收斂量為7 mm；截止于7月7日(DK 169+163處施工防水板)，共觀測101 d，累計水平收斂量為897 mm。

DK 169+175斷面于4月18日開始觀測，最大單日變形出現(xiàn)在5月4日(施工中臺階)，水平收斂量為61 mm；5月20日施工第2層初期支護(hù)，當(dāng)日水平收斂量為10 mm；5月18日施工下臺階，當(dāng)日水平收斂量為8 mm；6月18日開挖仰拱，當(dāng)日水平收斂量為8 mm；截止于7月9日(DK 169+175處施工防水板)，共觀測83 d，累計水平收斂量為 1 074 mm。

根據(jù)蝕變花崗巖形成特征，可能會存在沿裂隙零散分布的蝕變花崗巖。事實上，藏噶隧道在施工過程中同樣遇到類似情況，每次遭遇小范圍蝕變帶時都會發(fā)生鋼架變形情況。其中藏噶隧道出口與1號橫通道貫通點(DK 172+730～DK 172+790)約60 m長段落存在花崗巖蝕變情況，現(xiàn)場按活動斷裂加強了支護(hù)措施。受春節(jié)及新冠疫情影響，該段長時間未封閉成環(huán)，導(dǎo)致發(fā)生大面積變形，甚至造成DK 172+730處二次襯砌端頭發(fā)生破壞?，F(xiàn)場最終采用雙層鋼架，長6.5 m的φ76鋼管徑向注漿加固后完成該段施工。

6 結(jié)束語

(1)蝕變花崗巖具有強度低、結(jié)構(gòu)破碎及孔隙發(fā)育等特點，隧道開挖后其變形大、圍巖松動區(qū)向外擴(kuò)展快，當(dāng)松動圈范圍超過錨桿長度，導(dǎo)致錨桿失效后會造成圍巖變形急劇增加。因此，長錨桿是抑制其變形發(fā)展的一個重要手段。

(2)支護(hù)強度直接約束變形的發(fā)展。當(dāng)支護(hù)強度不足時，蝕變巖的變形會不斷發(fā)展。因此花崗巖蝕變帶隧道大變形段的施工核心思想可歸納為“加強支護(hù)承壓強度”。具體措施包括采取三臺階法開挖、調(diào)整邊墻和仰拱的曲率、采用雙層初期支護(hù)、超前注漿加固、增設(shè)鎖腳錨管等。

(3)施工中要堅持“短進(jìn)尺、小擾動”原則。藏噶隧道遭遇的蝕變花崗巖沒有自穩(wěn)能力，雖然三臺階法開挖多了一次開挖擾動，但采用兩臺階法造成的臨空面增大、支護(hù)施工時間變長等影響對圍巖的擾動更大。

(4)在蝕變巖等特殊地質(zhì)帶建設(shè)的隧道對支護(hù)結(jié)構(gòu)強度要求高，應(yīng)根據(jù)圍巖級別，適當(dāng)提高支護(hù)結(jié)構(gòu)等級。避免因預(yù)留沉降、支護(hù)強度不足造成鋼架拆換，嚴(yán)重影響現(xiàn)場施工安全。