魯兵艦

(中國鐵路西安局集團(tuán)有限公司，陜西 西安 710054)

從20 世紀(jì)我國修建的蘭武鐵路二線烏鞘嶺隧道開始，近半個世紀(jì)以來，擠壓性大變形一直都是鐵路建設(shè)領(lǐng)域需要重點(diǎn)解決的技術(shù)難題。擠壓性大變形多出現(xiàn)在埋深較高、構(gòu)造應(yīng)力較大、地質(zhì)活動歷史復(fù)雜、巖性多變的區(qū)域，體現(xiàn)為圍巖在隧道開挖后迅速松散、劣化甚至呈碎屑狀或泥狀，自穩(wěn)能力迅速衰減，造成施工中的初期支護(hù)大變形、侵限、混凝土開裂、鋼架扭曲甚至圍巖垮塌等問題，給工期及成本造成嚴(yán)重影響[1]。阜川隧道是西安—成都鐵路客運(yùn)專線的重要工程之一，位于大巴山區(qū)。隧道在施工中穿越奧陶系與志留系的巖性接觸帶，發(fā)生擠壓性大變形，導(dǎo)致施工進(jìn)度緩慢，施工成本顯著增加。本文基于阜川隧道的現(xiàn)場調(diào)查，對施工中擠壓大變形的產(chǎn)生原因及機(jī)理進(jìn)行分析和探討，并對阜川隧道應(yīng)對擠壓性大變形的策略進(jìn)行總結(jié)，旨在為今后類似工程提供有益參考。

1 工程概況

1．1 基本情況

阜川隧道位于陜西省勉縣境內(nèi)，地處大巴山中低山區(qū)，平均海拔771 m，隧址區(qū)溝谷密集，地質(zhì)構(gòu)造復(fù)雜。隧道起訖里程為DgK271 +936．21 ～DgK280 +951．53，為雙線 隧 道，全長9 015． 32 m，最 大 埋 深 約456 m。DgK277 +880 ～DgK278 +170 為擠壓性大變形段，平均埋深約200 m。

1．2 地層巖性

阜川隧道大變形段主要圍巖為炭質(zhì)頁巖。根據(jù)現(xiàn)場取樣，該圍巖中含有大量的碳化有機(jī)質(zhì)，部分區(qū)段含有硫化鐵物質(zhì)，還有呈片狀碳酸鹽斑點(diǎn)物散布于巖石中，呈灰黑色和黑色，部分區(qū)段巖石染手; 碳化泥質(zhì)結(jié)構(gòu)，薄層狀構(gòu)造，巖質(zhì)軟，層間結(jié)合力差，節(jié)理以微張和張開混雜，受節(jié)理與頁理互相切割影響，巖體破碎-極破碎;掌子面多處滴水，巖體遇水軟化。風(fēng)化層厚10 m ～25 m，設(shè)計(jì)判定為Ⅴ級圍巖。

現(xiàn)場揭露炭質(zhì)頁巖見圖1。

圖1 阜川隧道大變形段揭露圍巖情況

1．3 地下水情況

全隧道以弱富水區(qū)和中等富水區(qū)為主，初步設(shè)計(jì)階段采用降水入滲法對不同巖性地層單位長度涌水量進(jìn)行計(jì)算，預(yù)測正常涌水量9 008 m3/d，可能最大涌水量45 040 m3/d。

1．4 隧道設(shè)計(jì)情況

隧道輪廓為三心圓，采用常規(guī)鐵路隧道復(fù)合襯砌，Ⅴ級圍巖的支護(hù)設(shè)計(jì)具體見圖2。隧道采用三臺階法開挖，設(shè)鎖腳錨桿，Ⅴ級圍巖中開挖進(jìn)尺約為2 m。

2 擠壓性大變形機(jī)理分析

2．1 阜川隧道擠壓性大變形情況

阜川隧道大變形段原設(shè)計(jì)主要為Ⅳ級圍巖，但在掘進(jìn)至大變形段后，實(shí)際揭示Ⅳ級圍巖僅有不足200 m，與原設(shè)計(jì)的1 360 m 相差達(dá)80%以上。由于圍巖性能遠(yuǎn)低于設(shè)計(jì)預(yù)期，原支護(hù)設(shè)計(jì)無法穩(wěn)定圍巖，導(dǎo)致隧道頻繁出現(xiàn)初支鋼架嚴(yán)重變形、鎖腳錨桿拉斷、二襯開裂甚至初支破壞、巖體溜塌等病害和事故，致使平均日進(jìn)尺降低至2 m 以下。現(xiàn)場大變形情況見圖3。

圖3 阜川隧道大變形情況

2．2 擠壓性大變形原因分析

1) 圍巖軟弱。炭質(zhì)頁巖是一種由黏土脫水膠結(jié)而成，含有大量碳化有機(jī)質(zhì)的巖石，礦物成分主要為蒙脫石、高嶺石、云母、石英等，泥質(zhì)結(jié)構(gòu)，具有明顯的薄層理構(gòu)造，質(zhì)脆易風(fēng)化，遇水還會發(fā)生崩解，強(qiáng)度進(jìn)一步降低。根據(jù)現(xiàn)場取樣試驗(yàn)結(jié)果，阜川隧道炭質(zhì)頁巖的單軸飽和抗壓強(qiáng)度介于5 MPa ～15 MPa 之間，屬于工程軟巖。

2) 巖層產(chǎn)狀不利。巖層走向與隧道軸線接近平行，隧道側(cè)壁在較長區(qū)間內(nèi)與巖層相交。大變形段炭質(zhì)頁巖層理近水平分布，傾角為10° ～40°，隧道側(cè)壁在較長區(qū)間內(nèi)與巖層相交。由于炭質(zhì)頁巖層間結(jié)合力差，易造成支護(hù)結(jié)構(gòu)受力不均勻而發(fā)生局部破壞。

3) 巖體結(jié)構(gòu)面發(fā)育。大變形段圍巖發(fā)育有3 組間距0．2 m ～2 m 不等，長度多在1 m 左右的節(jié)理，節(jié)理長度多在1 m 左右。巖體被層面和節(jié)理面交叉切割，遇水后節(jié)理面強(qiáng)度下降，在開挖應(yīng)力解除的作用下迅速變?yōu)樗缮Ⅲw，喪失自穩(wěn)能力。

4) 埋深較大，應(yīng)力水平高。通過現(xiàn)場地應(yīng)力測試[2]，隧址區(qū)的鉛直應(yīng)力約為6 MPa，水平側(cè)壓力系數(shù)最高達(dá)到1．1，構(gòu)造應(yīng)力顯著。炭質(zhì)頁巖段的巖體強(qiáng)度應(yīng)力比小于0．3。

5)構(gòu)造運(yùn)動歷史復(fù)雜。大巴山中低山區(qū)有著復(fù)雜的構(gòu)造運(yùn)動歷史，造成該區(qū)域褶皺構(gòu)造較多，有多條斷層破碎帶及巖性接觸帶。在這樣的條件下形成的圍巖十分復(fù)雜，軟硬交織，性質(zhì)難以預(yù)料。圖4 為現(xiàn)場軟弱破碎腔中夾雜的圓盤狀硬質(zhì)巖核。經(jīng)初步推測，該類巖核是夾雜在巖性接觸帶中的硬質(zhì)礦物，在頻繁的層間錯動下反復(fù)打磨而成。這是該區(qū)域地質(zhì)構(gòu)造及構(gòu)造活動歷史復(fù)雜性的佐證之一。

圖4 軟弱破碎腔內(nèi)的圓盤狀硬質(zhì)巖核

6) 剝蝕作用明顯，基巖直接出露于地表。經(jīng)隧址區(qū)踏勘，發(fā)現(xiàn)隧道軸線正上方山體地表多處出露有構(gòu)造特征與隧道圍巖大致相同的強(qiáng)風(fēng)化頁巖(見圖5) ，可以認(rèn)為地表巖體與隧道圍巖從屬于同一個褶曲構(gòu)造，巖體層理成為地表水入滲的通道，使圍巖極易在地表水源補(bǔ)給作用下發(fā)生軟化。

圖5 地表出露薄層狀基巖

2．3 炭質(zhì)頁巖擠壓性大變形機(jī)理分析

1) 層狀巖體存在局部不利受力狀態(tài)。如圖6(a) 所示，對于巖層近水平的薄層狀巖體，若開挖面與層面方向接近平行，則圍巖的受力狀態(tài)類似數(shù)層疊合的板狀構(gòu)件。不難想象，當(dāng)?shù)貞?yīng)力較大而巖體強(qiáng)度較低時，若支護(hù)不及時或支護(hù)剛度不足，則圍巖將會由距開挖面最近的巖層開始發(fā)生彎曲折斷，使斷裂處圍巖壓力迅速增加。由圖6(a) 中幾何關(guān)系可知，圍巖產(chǎn)生彎曲破壞的最不利部位為[3]:

其中，θb為彎曲破壞最不利部位的開挖面法線與水平方向的夾角;β為層面傾角。

若開挖面與層面方向呈一定夾角，層面強(qiáng)度低于巖石強(qiáng)度時，則巖體會產(chǎn)生沿層面發(fā)生剪切滑移的趨勢，使得滑移處圍巖壓力增大。如圖6(b) 所示，若層面摩擦角為φj，則圍巖產(chǎn)生剪切滑移的最不利部位為:

圖6 層狀巖體失穩(wěn)模式

式(1) ，式(2) 說明，當(dāng)巖層傾角很小時，隧道拱頂及上臺階拱腳處易承受較大圍巖壓力，使壓力線偏離支護(hù)結(jié)構(gòu)的拱軸線，造成支護(hù)結(jié)構(gòu)局部屈服乃至破壞。

2) 軟弱破碎腔形成高額散體圍巖壓力。如圖7 所示，若開挖面附近存在軟弱破碎腔，當(dāng)開挖引起表層圍巖向洞內(nèi)發(fā)生一定的位移后，破碎腔內(nèi)巖體失去約束，在腔壁擠壓及重力作用下迅速轉(zhuǎn)化為碎散體并塌落。此時表層圍巖將承受破碎腔內(nèi)巖體的散體壓力并傳遞給支護(hù)結(jié)構(gòu)，壓力的大小與破碎腔體積、破碎腔位置及表層圍巖位移量的大小有關(guān)。并且，當(dāng)散體壓力出現(xiàn)后，表層圍巖將產(chǎn)生進(jìn)一步的位移，破碎腔內(nèi)塌落范圍增大，進(jìn)而導(dǎo)致腔壁圍巖松動塌落，使松散體體積增加，形成惡性循環(huán)。最終，表層圍巖勢必將頂破支護(hù)結(jié)構(gòu)而掉落，破碎腔內(nèi)的松散體隨之傾瀉而出。

圖7 軟弱破碎腔失穩(wěn)破壞示意圖

3) 地下水位變動導(dǎo)致松動圈擴(kuò)大。如圖8 所示，隧道開挖后，由于臨空面的出現(xiàn)，隧道周邊產(chǎn)生降水漏斗。地下水位以上的圍巖因?yàn)樗氖韪?，?qiáng)度得到了一定的提高，因此其松動圈半徑相比受地下水影響的圍巖要小。而大變形段圍巖極為發(fā)育的節(jié)理裂隙和延伸至地面的層理結(jié)構(gòu)使地表水入滲變得極為容易，加之隧址區(qū)地表河谷、沖溝較為密集，施工期間地下水位發(fā)生頻繁變化的可能性極大。隧道周邊地下水位的回升將導(dǎo)致圍巖強(qiáng)度下降，松動圈半徑因而擴(kuò)大，最終導(dǎo)致圍巖荷載和地下水荷載提高，加劇了擠壓性大變形。

圖8 地下水位變動導(dǎo)致松動圈擴(kuò)大示意圖

3 擠壓性大變形施工對策

3．1 擠壓性大變形控制理念

以往研究表明，對于擠壓性大變形隧道，僅靠支護(hù)結(jié)構(gòu)的“強(qiáng)支硬頂”是不可取的。擠壓性大變形的控制理念可總結(jié)為“積極主動，剛?cè)岵?jì)，控放結(jié)合”。所謂“積極主動”，是指不能期待圍巖具有自穩(wěn)能力或支護(hù)結(jié)構(gòu)可被動地承受全部圍巖荷載，而是要多采用錨桿、超前小導(dǎo)管等主動支護(hù)和加固措施，促進(jìn)圍巖和支護(hù)結(jié)構(gòu)形成聯(lián)合承載能力; 所謂“剛?cè)岵?jì)”，是指要求支護(hù)結(jié)構(gòu)在適當(dāng)?shù)臅r機(jī)具有適當(dāng)?shù)膭偠群蛷?qiáng)度，這要求支護(hù)結(jié)構(gòu)具有一定程度調(diào)節(jié)自身受力性能的能力，并且在施工中重視支護(hù)的時效性，講究適時施作、盡早封閉;“控放結(jié)合”則是指應(yīng)將圍巖變形限定在一個適合的范圍，既要允許適當(dāng)?shù)氖諗孔冃?，而?dāng)變形發(fā)展至一定程度時又必須加以嚴(yán)格限制。

3．2 現(xiàn)場控制措施

在上述理念的指導(dǎo)下，阜川隧道采用了以下措施應(yīng)對擠壓性大變形:

1) 采用雙層支護(hù)結(jié)構(gòu)，增設(shè)臨時支護(hù)。當(dāng)遭遇擠壓性大變形時，常規(guī)噴射混凝土支護(hù)可能會出現(xiàn)“柔有余而剛不足”的情況。采用雙層支護(hù)結(jié)構(gòu)可彌補(bǔ)單層支護(hù)的不足，在第一層支護(hù)充分變形吸能后用第二層支護(hù)對其進(jìn)行補(bǔ)強(qiáng)，控制圍巖變形的進(jìn)一步發(fā)展，實(shí)現(xiàn)“剛?cè)岵?jì)，控放結(jié)合”的要求[4]。阜川隧道大變形段的雙層支護(hù)參數(shù)為:a． 第一層支護(hù): 全環(huán)H175 型鋼，間距0．6 m; 拱墻設(shè) φ8@200 mm 鋼筋網(wǎng);噴30 cm 厚C30 混凝土;b．第二層支護(hù):全環(huán)Ⅰ22a 型鋼，間距0．6 m;噴26 cm 厚C30 混凝土;增設(shè) φ22@1 000 mm 縱向連接筋以及4 道Ⅰ18 縱連型鋼。此外，為改善支護(hù)結(jié)構(gòu)在施工過程中的受力狀態(tài)，在上臺階和中臺階開挖后分別增設(shè)臨時支撐以及時形成封閉式結(jié)構(gòu)。上臺階采用Ⅰ20a 工字鋼，并噴20 cm厚的C30 混凝土，形成臨時仰拱; 中臺階開挖后采用Ⅰ20a 工字鋼橫向連接兩側(cè)鋼架拱腳，每2 榀鋼架施作1 榀橫撐。

2) 增加φ42 mm 小導(dǎo)管替代徑向系統(tǒng)錨桿，并采用大直徑鎖腳錨管。采用小導(dǎo)管替代徑向系統(tǒng)錨桿，一方面可以提高錨桿桿體性能，增加錨桿的主動支護(hù)力，另一方面可以作為徑向注漿加固的通道，增強(qiáng)圍巖自承能力，體現(xiàn)了積極主動的支護(hù)理念。大變形段采用長度為4．0 m 的φ42 mm 小導(dǎo)管，環(huán)向間距1． 2 m，縱向間距1．0 m，梅花形布置，打設(shè)范圍為拱部及邊墻。注漿材料為水灰比(質(zhì)量比) 1∶1 的普通水泥漿，注漿控制壓力為1．0 MPa ～2．0 MPa，到達(dá)終壓后持續(xù)注漿10 min，并用體積比為1∶1 ～1∶0．6 的雙液漿進(jìn)行補(bǔ)漿。此外，為應(yīng)對鎖腳錨桿拉斷的情況，采用長度為6 m 的T76 自進(jìn)式錨桿代替原鎖腳錨桿，并采用型鋼將鎖腳錨桿與鋼架可靠連接，避免了鋼架在擠壓性圍巖荷載作用下發(fā)生整體下沉。

3) 超前管棚配合超前小導(dǎo)管注漿加固掌子面。炭質(zhì)頁巖掌子面僅可短時間自穩(wěn)，需要進(jìn)行超前加固以避免坍塌。此外，超前加固可提高掌子面的縱向約束作用，控制隧道的預(yù)收斂，改善掌子面附近支護(hù)結(jié)構(gòu)的受力。阜川隧道大變形段采用超前管棚配合雙層超前小導(dǎo)管進(jìn)行超前加固。管棚采用長15 m 的T76 自進(jìn)式管棚，間距60 cm，外插角6° ～8°，打設(shè)范圍為拱部144°圓心角范圍內(nèi);超前小導(dǎo)管采用長4 m 的φ42 mm 鋼花管，水平搭接長度不小于1 m，間距30 cm，外插角10° ～15°。

4) 提高預(yù)留變形量。在大變形段的圍巖條件及應(yīng)力水平下，原設(shè)計(jì)的30 cm 預(yù)留變形量不僅無法滿足“控放結(jié)合”的要求，更是在施工中難以實(shí)現(xiàn)，容易導(dǎo)致二襯施工凈空不足[5]。因此，大變形段采用100 cm 的預(yù)留變形量，其中第一層支護(hù)占70 cm，第二層支護(hù)占30 cm。

5) 調(diào)整二次襯砌施作及拆模時間。為避免二次襯砌承受過大荷載增量而開裂，擠壓性大變形隧道的二次襯砌原則上要求在初期支護(hù)變形基本穩(wěn)定(拱頂沉降日增量小于0．5 mm/d) 后施作。但實(shí)際上擠壓性大變形可能持續(xù)數(shù)月甚至數(shù)年，因此許多工程實(shí)際采用拱頂沉降日增量小于3 mm/d ～5 mm/d 作為控制標(biāo)準(zhǔn)。根據(jù)現(xiàn)場對初期支護(hù)變形的監(jiān)測情況，在上述大變形控制措施作用下，大部分?jǐn)嗝娴氖諗孔冃卧陂_挖后40 d 左右可達(dá)到穩(wěn)定，故以此作為二次襯砌施作時間控制標(biāo)準(zhǔn)。為保證二次襯砌質(zhì)量，規(guī)定待其強(qiáng)度達(dá)到28 d 齡期強(qiáng)度的100%后方可進(jìn)行拆模。

3．3 大變形控制效果

圖9 為阜川隧道大變形段實(shí)測累計(jì)位移分布圖。

圖9 大變形控制效果對比圖

圖9 中DgK278 +085 之前為未采用上述大變形控制措施(或僅采用部分措施) 的段落。可以看出，在采用控制措施之前，隧道各部位的累計(jì)位移量均較大，尤以拱頂和上臺階為甚，其中拱頂下沉最大達(dá)到798．6 mm，平均453．25 mm;上臺階收斂最大達(dá)到824．99 mm，平均273．37 mm(以上數(shù)值為包含支護(hù)拆換前后的變形量累計(jì)值) 。采用大變形控制措施后，隧道的收斂變形得到了明顯抑制，采用大變形控制措施段落的最大拱頂下沉為515．1 mm，平均214．96 mm;最大上臺階收斂284．8 mm，平均154．99 mm。采用大變形控制措施后，未發(fā)生包含二襯開裂在內(nèi)的各類事故及病害，施工平穩(wěn)通過大變形段。

4 結(jié)論

1) 阜川隧道炭質(zhì)頁巖段發(fā)生大變形的原因主要在于圍巖軟弱、巖層產(chǎn)狀不利、巖體結(jié)構(gòu)面發(fā)育、應(yīng)力水平高以及構(gòu)造運(yùn)動歷史復(fù)雜。2) 炭質(zhì)頁巖隧道的擠壓性大變形機(jī)理主要包括:層狀巖體存在局部不利受力狀態(tài)、軟弱破碎腔形成高額散體圍巖壓力和地下水位變動導(dǎo)致松動圈擴(kuò)大。3) 擠壓性大變形的控制理念可總結(jié)為“積極主動，剛?cè)岵?jì)，控放結(jié)合”，即采用錨桿、超前小導(dǎo)管等主動支護(hù)措施促進(jìn)圍巖和支護(hù)結(jié)構(gòu)聯(lián)合承載，適時施作具有足夠強(qiáng)度和適當(dāng)剛度的支護(hù)結(jié)構(gòu)，引導(dǎo)圍巖應(yīng)力釋放的同時嚴(yán)格限制過大的圍巖變形。4) 通過使用雙層初期支護(hù)、臨時支護(hù)、徑向小導(dǎo)管注漿、大直徑鎖腳錨桿、超前管棚和超前小導(dǎo)管注漿，結(jié)合預(yù)留變形量和二襯施作時機(jī)的調(diào)整，可有效控制擠壓性大變形，避免溜塌、初支侵限、二襯開裂等問題的發(fā)生。