基于核心土加固的破碎炭质板岩隧道大变形施工控制技术研究

2019-11-19冯海洋陈科锋张俊儒

四川建筑 2019年5期

林超，冯海洋，陈科锋，张俊儒

(1.西南交通大学木工程学院，四川成都 610031；2.西南交通大学交通隧道工程教育部重点实验室，四川成都 610031；3.中铁十二局集团有限公司，山西太原 030024 )

随着我国经济的发展，基础设施建设逐步趋于完善，区域性差异得到了很大的改观。大(理)临(沧)铁路作为促进少数民族地区开发开放，协调区域发展的重要基础工程，同时也是“一带一路”中缅国际大通道的重要区段，其修建对于西部地区振兴发展具有重要意义。杏子山隧道作为大临铁路的控制性工程，其顺利贯通对于保证整条线路按时通车具有积极意义。

杏子山隧道在修建过程中，进口炭质板岩段出现围岩大变形，给隧道施工带来极大困难。兰渝铁路木寨岭隧道作为国内炭质板岩隧道的典型工程，其修建过程中同样遇到了围岩大变形情况。针对木寨岭隧道炭质板岩大变形，国内众多学者从多方面对其进行了研究。宋勇军[1]、张永兴[2]、李建伟[3]等从炭质板岩蠕变特性入手，得到了炭质板岩在不同含水率条件下的蠕变特性及蠕变参数。刘阳[4]等通过分析炭质板岩大变形发生的影响因素，揭示了木寨岭隧道炭质板岩大变形机理，并提出相应的应对措施。王维富[5]重点揭示了炭质板岩地层特性，总结了炭质板岩地层隧道施工要点。木寨岭隧道炭质板岩大变形段与杏子山隧道相比，具有三个明显不同的特征：一是木寨岭隧道炭质板岩段地应力较高[6]，属于高地应力软岩大变形，而杏子山隧道炭质板岩段并无明显高地应力；二是木寨岭隧道属于双洞单线分离式隧道，其隧道开挖断面小于杏子山隧道进口段；三是杏子山隧道炭质板岩地层相较于木寨岭隧道更加软弱破碎，采用挖掘机即可进行开挖作业。因此，木寨岭隧道炭质板岩大变形段施工控制技术对于杏子山隧道并不能完全适用。本文针对杏子山隧道炭质板岩大变形特点，在深入分析大变形原因的基础上，提出一套适用于无高地应力破碎炭质板岩大断面隧道的施工控制技术，可为今后类似地质条件下隧道的施工提供参考。

1 工程概况

杏子山隧道位于新建大临铁路六五谷站～若巴谷站区间，六五谷车站伸入隧道内，设计行车速度为160km/h，隧道全长8 867m。隧道埋深27～726.9m；进口端819m为车站双线隧道，开挖断面143.64m2，高度11.24m，宽度14.47m。

杏子山隧道进口段围岩以黑色及灰黑色碳质板岩为主，围岩节理裂隙发育，岩体破碎，极易剥落掉块。同时该段炭质板岩具有较强的崩解性、强风化性及流变特性，工程物理力学性质很差。进口段围岩裂隙水发育，围岩遇水后呈流塑状，使围岩的稳定性进一步降低。同时，杏子山隧道地处川滇地区的活动块体中，受地质构造的影响较强，进一步加剧了杏子山隧道进口碳质板岩段的大变形情况(图1、图2)。

图1 杏子山隧道现场揭岩示意

图2 地质纵断面

2 炭质板岩大变形特征及其原因分析

2.1 大变形破坏特征

2.1.1 支护结构破坏

杏子山隧道进口炭质板岩段初期支护施作完成后，随着掌子面向前不断推进，后方初期支护结构混凝土开裂掉块严重，严重威胁隧道施工人员生命安全。同时支护结构钢拱架各处出现不同程度的扭曲变形，边墙位置尤其严重，局部位置甚至出现钢拱架扭断现象。现场支护结构破坏情况见图3。

图3 支护结构破坏

2.1.2 初期支护整体错动

如图4所示，初期支护施作后不久，前方初期支护结构与后方初期支护结构整体产生错动破坏，拱部出现较大环向裂缝。

图4 初期支护错动

2.1.3 支护结构变形侵限

杏子山隧道进口炭质板岩段初期支护在预留变形量60cm条件下，仍侵入隧道二衬净空，以DK80+440断面为例，根据围岩监控量测资料，拱顶最大沉降值达到94.8cm，单侧最大收敛值达到45.2cm，支护结构侵入二衬达34.8cm。

2.2 大变形原因分析

2.2.1 围岩物理力学性质影响

取DK80+446掌子面左右两侧岩体作XRD成分测定，测试结果显示岩石样品以白云母和斜绿泥石这种片状极解理的硅酸盐矿物为主，占总含量的50 %～60 %，其次以碎屑矿物石英(石英的主要成分为SiO2)为主，其相对含量占30 %以上，另外还含有少量金红石(主要含量为TiO2)，其相对含量占3 %～4 %，蒙脱石、伊利石、高岭石等具有膨胀特性的黏土矿物含量较少，可见杏子山隧道的炭质板岩并不具有膨胀性。现场开挖出的岩体抗崩解性极差，其在外力或水作用下迅速崩解成薄片状，部分岩体在水作用下甚至软化成泥，呈流塑状。岩体的易崩解性在宏观上变现为岩体应力释放后的体积增长，即产生扩容。

2.2.2 支护结构强度及刚度较弱

支护结构强度及刚度较弱是隧道大变形的主观因素。由于支护结构强度及刚度较弱，不能抵抗围岩荷载，围岩变形逐渐增大，围岩变形的增大使得内部岩体应力得到释放，岩体持续扩容，松动圈范围也逐渐增大[9]，两者形成恶性循环。且随着围岩变形的增大，支护结构承载力逐渐降低，最终失稳。同时，由于钢拱架仅在钢架连接位置设置纵向连接，使得初期支护沿纵向刚度较低，整体稳定性较差，当围岩压力沿纵向不均匀分布时，易产生如图4所示的环向裂缝破坏。同时，边墙位置拱架由于纵向连接较弱，在偏心力作用下，易产生压杆失稳破坏[10]，形成不规则扭曲变形，边墙位置钢架失稳使得整环支护结构基本失去承载能力，加重大变形情况。

2.2.3 开挖方式影响

采用三台阶预留核心土开挖工法，初期支护闭合时间过长，不利于支护结构充分发挥承载能力，过长的闭合时间也不利于承载拱的形成。同时，由于采用该开挖方法不利于对超前核心土进行预支护，核心土挤出变形过大，使得围岩卸载范围进一步扩大，围岩自承能力进一步削弱，掌子面开挖过后扩容现象更加明显。

3 破碎炭质板岩大变形控制技术

通过以上对杏子山隧道围岩大变形原因的分析可知，杏子山隧道围岩大变形主要是由于炭质板岩节理裂隙发育，岩层破碎，围岩自承能力差，加之核心土未加固、初期支护闭合时间长等因素使围岩卸载范围扩大，岩体扩容持续增加，岩体体积的增大又进一步削弱了围岩的自承能力。同时，由于支护结构整体强度及刚度较弱，在产生一定的变形量后边墙处钢架产生失稳破坏，支护结构承载力急剧下降，围岩变形持续增大。因此，对于杏子山隧道进口破碎炭质板岩段大变形。(1)改进开挖方法，缩短支护结构闭合间隔。(2)应对超前核心土进行预支护，减小围岩卸载范围。(3)增强支护结构强度与刚度，有效提高支护结构抵抗围岩荷载的能力。

3.1 超前核心土预加固

3.1.1 超前大管棚

由于杏子山隧道炭质板岩破碎，卸载引起的扩容现象明显，超前大管棚可在拱架与未开挖岩体间形成拱梁，对掌子面前方拱部以上岩体施加预支护，从而减小围岩卸载范围，提高围岩承载能力。超前管棚采用φ108mm无缝钢花管，设置范围上台阶拱部180 °，长度12m，环向间距0.3m，搭接长度4m，每循环70根，采用水泥-水玻璃双液浆。同时，超前管棚之间配合一环φ42mm小导管，防止钢拱架施工时拱部围岩大范围崩解掉落，影响施工安全。

3.1.2 加固超前核心土

杏子山隧道围岩岩体破碎，隧道开挖后掌子面挤出边形过大，不利于控制隧道前方围岩预收敛及承载拱的形成。在原有三台阶预留核心土开挖工法基础上，以玻璃纤维锚杆加固超前核心土代替预留核心土。采用玻璃纤维锚杆加固超前核心土，不仅能有效提高核心土强度及刚度，同时可在掌子面前方形成较大施工作业面，有利于施工机械进驻作业，加快施工进度。同时，也为缩短各台阶长度提供了条件，有利于初期支护提早闭合。现场玻璃纤维锚杆加固核心土见图5。

图5 玻璃纤维锚杆加固核心土

超前核心土预加固采用φ25mm玻璃纤维锚杆，长度12m，间距0.6m×0.6m，梅花形布置，搭接长度4m。采用水泥单液浆注浆。

3.2 临时仰拱及锁脚管棚加固

杏子山隧道围岩水平收敛较大，水平收敛过大导致隧道初期支护结构轮廓发生改变，支护结构受力不合理，水平收敛进一步增大将导致结构失稳，支护结构承载力急剧下降。上导及中导初期支护施作完成后采用临时仰拱及锁脚管棚加固，可有效控制围岩水平收敛，保持初期支护合理受力轮廓，为初期支护的闭合争取时间。临时仰拱采用I20b工字钢，喷射混凝土厚25cm。锁脚管棚采用φ89mm无缝钢花管，长度7m，上台阶每处拱脚设置4根，中台阶每处拱脚设置4根，角度斜向下，锁脚与拱架用“L”型钢筋满焊连接。杏子山隧道大变形支护体系见图6。

图6 大变形支护体系

3.3 设置纵向连接器

鉴于初期支护结构整环相对错动及边墙位置钢架扭曲变形严重，因此有必要增强钢拱架间的纵向连接，以提高钢架间喷射混凝土抗剪能力及支护结构整体稳定性。型钢钢架采用I25b工字钢，全环设置，间距0.6m。钢拱架间采用I18工字钢作为纵向连接器进行纵向连接。纵向连接器上台阶共设置7处，中台阶每侧设置2处，施工时应注意将纵向连接器与钢架垂直放置，并注意焊接质量(图7)。

图7 纵向连接器

4 大变形控制效果分析

4.1 初期支护外观对比分析

杏子山隧道大变形段采取大变形施工控制措施后，初期支护表面仅出现少许微小裂缝，无混凝土剥落掉块现象发生，钢架未发生扭曲变形，支护结构整体性完整。大变形控制措施前后初期支护表面对比效果见图8。

图8 初期支护表面对比

4.2 围岩变形对比分析

围岩收敛变形时程曲线是反映隧道大变形控制技术实施效果最直接的证据。为掌握破碎炭质板岩大变形控制技术的实施效果，选取DK80+440、DK80+470、DK80+475三个断面进行拱顶下沉及净空变化对比分析。其中DK80+470及DK80+475断面采用了大变形施工控制技术(图9～图11)。

图9 DK80+440断面围岩收敛时程曲线

图10 DK80+470断面围岩收敛时程曲线

图11 DK80+475断面围岩收敛时程曲线

由图9～图11所示，在预留变形量为60cm条件下，未采用大变形控制措施时，拱顶最大沉降值94.8cm，单侧最大收敛值45.2cm，支护结构侵入二衬达34.8cm。且由图知，中导开挖对拱顶沉降影响很大，中导未开挖之前拱顶累计沉降尚能稳定在350cm，中导开挖后，拱顶沉降快速增长且无收敛趋势。当采用大变形施工控制措施后，围岩拱顶沉降及净空收敛得到有效控制，拱顶沉降在经过前期的快速变形阶段后，沉降速率变缓且趋于稳定。中导及下导开挖对拱顶沉降有一定影响，但影响程度较小，支护结构经过短暂调整后便可重新恢复到小变形速率的稳定阶段。拱顶最终沉降稳定在430cm内，未侵入二衬净空，满足隧道施工要求。

4.3 围岩压力及支护结构内力对比分析

为了掌握杏子山隧道破碎炭质板岩大变形段围岩压力大小及支护结构受力特征，现场对DK80+432、DK80+470、DK80+475三个断面围岩压力及初期支护钢拱架内力进行测试，通过对围岩压力及钢架内力变化特征的对比分析，可进一步从力学角度分析大变形控制技术的实施效果。

4.3.1 围岩压力对比分析

由图12～图14可知，未采用大变形控制措施时，拱顶围岩压力在初期支护完成后增长较快，在前5日便增大至0.418MPa，且中导开挖对拱顶围岩压力影响较大，中导开挖使拱顶围岩压力释放50 %左右。采用大变形控制措施后，拱顶围岩压力在前几日增长较快，后逐渐趋于稳定，其值稳定在0.2MPa左右，且中下导开挖对拱顶围岩压力释放影响较小，这充分说明玻璃纤维锚杆及超前大管棚加固掌子面岩体的施工控制措施能够有效减小围岩的卸载范围，提高开挖后围岩的自承能力，拱部岩体在开挖后经过前几日的应力调整便可达到比较稳定的状态。

图12 DK80+440围岩压力时程曲线

图13 DK80+470围岩压力时程曲线

图14 DK80+475围岩压力时程曲线

同时，与未采用大变形控制措施时相比，采用大变形控制措施后，边墙位置初期支护完成后围岩压力快速增长且数值较大，最大达1.169MPa，说明临时仰拱能有效控制边墙位置围岩的收敛变形，增强支护结构抵抗围岩荷载的能力。

4.3.2 支护结构内力对比分析

初期支护钢架极限抗压强度为260MPa，极限抗拉强度为380MPa。由图15～图20可知，未采用大变形施工控制措施时，钢架应力增长速率较快，多数位置在10d以内便达到极限强度，且钢架应力跳跃式变化情况明显，这是支护结构失稳的表现。采用大变形控制措施后，钢架应力增长速率明显下降，多数位置钢架经过长时间应力增长最终达到钢架极限强度，钢架应力增长比较稳定，说明采用大变形施工控制措施后，支护结构稳定性得到较大提升，钢架承载能力得到充分发挥。