軟弱淺埋隧道圍巖大變形控制技術研究

孫健家 （寧安鐵路有限責任公司，安徽 蕪湖 241000）

0 前 言

軟弱淺埋隧道由于地質條件較差，施工過程中圍巖大變形和支護結構侵限等現象常有發生，而目前國內在工程可行性研究階段和設計階段往往對各類風險因素分析不夠全面，對風險等級評估不夠準確，這也往往會給施工階段的工程質量造成極大地安全隱患，因此有必要深入分析軟弱淺埋隧道施工過程中圍巖大變形的內在發生機理及外在影響因素，有針對性的提出行之有效的控制和優化。本文結合寧安客運專線鐘鳴隧道施工中典型地段的圍巖大變形現象，系統提出該類隧道圍巖大變形的控制和優化措施。

1 工程概況

在建寧安客運專線鐘鳴隧道巖體破碎、強度極低，全隧埋深10m～25 m，屬于淺埋軟巖隧道，在隧道開挖過程中圍巖變形大，有初支侵限現象發生，特別是在粗圓礫土軟弱夾層中，由于其顆粒間黏聚力較小，開挖面自穩能力極差，極易發生失穩，施工中圍巖變形控制及穩定性判斷非常重要。

鐘鳴隧道采用CRD工法施工（見圖1），開挖循環進尺為1.2 m(2榀鋼拱架)，具體施工流程為：分臺階開挖①、②、③，逐步施作導坑周邊主體結構的初期支護和中隔壁臨時支護，鉆設徑向系統錨桿后復噴射混凝土；分臺階開挖④、⑤、⑥，其余步驟同左導坑；拆除開挖尾部靠近二次襯砌10m～12 m范圍內的臨時中隔壁鋼架，開挖仰拱并填充。

圖1 CRD工法開挖步序圖

圖2 鐘鳴隧道軟巖大變形基本情況

圖3 鋼架豎向支撐

圖4 加強鎖腳鋼管

圖5 徑向小導管施

圖6 鑿除侵限鋼架混凝土

圖7 連接鋼板及鎖腳鋼管

圖8 增加臨時仰拱噴錨厚度

圖9 DK141+440左拱頂沉降時程曲線

圖10 DK141+465右拱頂沉降時程曲線

2 軟弱圍巖大變形機理

2.1 機理

隧道地質環境不同，圍巖發生大變形的時間、位置、破壞程度、影響范圍也會不同。大變形發生的巖性、環境及約束條件，大、小變形的區別及力學機理對于分析和控制隧道圍巖大變形至關重要。圍巖大變形是指在軟弱圍巖隧道采用常規支護圍巖發生塑性破壞，變形得不到有效地約束，變形量超過了規范允許的變形量，或有超過規范允許變形量的趨勢，或在隧道完成二次襯砌較長時期后，邊墻、拱頂和拱角破裂、隆起等現象。

2.2 特點及分類

圍巖大變形根據不同的受控條件可以劃分為：受圍巖巖性和圍巖結構構造控制及受人工采掘擾動影響的大變形，其中受圍巖巖性控制的大變形主要包括巖性軟弱的泥質頁巖和砂質泥巖、泥灰巖以及具有膨脹性的軟巖等。對于軟弱淺埋隧道，由于松散圍巖形成的松散壓力直接作用在地下工程支護上，隧道開挖后圍巖應力重新分布，部分圍巖或其結構面失去強度，成為脫離母巖的分離塊體和松散體，在重力作用下，克服較小的阻力發生塌滑，軟巖在形變應力較大時，將進入塑性或流變變形階段，因而形成較大的圍巖變形。

根據《鐵路隧道施工規范》（TBJ204-86），單線隧道正常變形量一般不大于15cm，雙線隧道不大于30cm。也就是說，當實際變形量超過這一數值時，即認為發生了較大變形，對隧道大變形的變形量按三級劃分標準，如表1所示。

隧道大變形的變形量劃分表 表1

2.3 原因分析

圍巖大變形區別于一般巖體失穩如巖爆、坍塌等圍巖局部破壞的顯著特征是圍巖體的塑性變形，并具有累積性擴展和明顯的時間效應特征，并給施工處理造成了較大難度。處于軟弱和破碎地層中的淺埋隧道，其圍巖變形的特點是以垂直下沉為主。隧道大變形是巖性、地下水及施工工法等因素綜合影響的結果，其中包括不均勻淺埋軟弱地層、拱腳承載力不足、鎖腳錨桿失效、地表水下滲、地表開裂等因素；淺埋大跨度隧道由于埋深很淺的原因，隧道上覆巖層接近于整體沉陷，一般不能形成巖石承載拱，加之地質條件復雜、巖體破碎，節理發育，隧道圍巖自穩能力差，導致初期支護大變形問題。

3 軟弱圍巖大變形控制及施工優化

3.1 基本情況

鐘鳴隧道粉質粘土和全風化層圍巖在施工過程中易發生較大變形，尤其是線路左側上、中臺階拱腳向洞內方向45°左右變化最大，在孔隙水和基巖裂隙水的作用下，軟粉質粘土和砂層向洞室臨空面擠出，粗圓礫土（夾有漂石）組成的巖石很不穩定，易滲漏，容易造成圍巖內細顆粒的大量流失，極易造成圍巖大變形和地表大沉降，重新換拱施工至DK141+512.2后繼續按照CRD法向前施工，隧道出口施工至DK141+512.2處時，發生拱頂下沉0.9m～1.2m，下沉段為DK141+537～512.2，該段換拱處理結束后，DK141+512～465段中下臺階左側初期支護變形較大，開挖后日收斂最大值近2cm，施工預留變形量加大至40m～45cm、開挖完成后左側初支水平收斂量普遍為60cm～70cm，F2走向正斷層DK141+470嵌入隧道左側外緣，DK141+537～465斷層傾角和斷層破碎帶都向隧道左側圍巖拱腳底下傾斜延伸產生危害，DK141+465向小里程方向開挖，隧道左側局部圍巖還會不同程度受到影響。圖2為鐘鳴隧道軟巖大變形情況（見圖2）。

3.2 原因分析

①隧址區地質條件差且淺埋偏壓，圍巖松散，易變形，自穩能力不足，特別是遇水后，圍巖強度迅速降低，自穩能力喪失。

②通過地質素描、加長炮孔、超前水平地質鉆探法等方法，在DK141+512.2向前開挖施工過程中發現圍巖中存在一條F2走向正斷層，發生拱頂下沉時，斷層破碎帶位于仰拱位置，該仰拱施工至DK141+540，斷層破碎帶還未開挖揭示。

③初步判定，斷層帶在開挖范圍內的里程為DK141+538～465。斷距落差40m±，斷層產狀N67°E、NW 傾∠50°，構成一條斷層破碎帶，斷裂帶寬2.5～3.0m；巖性雜亂，主要為紫紅色泥質粉砂巖、褐灰色泥質砂巖及灰黃色石英二長斑巖，呈菱角狀、條帶狀碎塊，混雜少許粘土等物，擠壓嚴重，巖質特別軟弱。

⑤鋼拱架架設間距、鋼拱架縱向連接筋間距過大，鋼拱架架設前，對其拱腳部位的軟弱地基未作處理，鎖腳錨桿的數量達不到設計要求。

⑥降雪融化后的雪水下滲，對洞頂圍巖產生極不利影響，圍巖自穩能力迅速下降，導致初支受力增大，形成不穩定因素；地震作用也可能產生影響。

3.3 處理與控制措施

①對初支未成環侵限段增設臨時中支撐，把4根HW175鋼架利用16mm厚鋼板焊接成一個邊長為350mm正方形立柱做為豎撐，并按照0.6m間距設置（見圖3），HW175型鋼之間使用22鋼筋連接，直至仰拱施工前方可拆除。

②在CRD法開挖過程中，①、②、④、⑤部鎖腳鋼管由2根增為6根，在待置換拱架的上部及下部，即未侵限鋼架兩側加打鎖腳鋼管，左、右側各2組，每榀合計8根；鎖腳鋼管采用φ50，壁厚3.5mm，單根長5m，并用L鋼筋將兩者焊接牢固，使未侵限部位的鋼拱架處于穩定狀態，如圖4所示。

③對左線侵限段進行圍巖注漿處理，采用鋼花管，L=5m，小導管上鉆注漿孔，φ10mm，孔間距15cm，呈梅花型布置，前端加工成錐形，尾部止漿段長度≤30cm，；注漿管在兩榀鋼架之間垂直于巖面打設，呈環向布置，間距0.5m；采用鉆孔打入法，使用氣腿鉆鉆孔，鉆孔直徑比鋼管直徑大3mm～5mm，然后將注漿管用鉆機頂入，頂入長度不小于鋼花管長度的90%。如圖5所示。

④全部鑿除后，再割除初支里面的鋼筋網、連接鋼筋、鋼帶及鋼拱架；在鋼拱架全部鑿出之后，將鋼拱架背后的混凝土及泥土擴挖至設計位置；在鑿除混凝土時每次最多鑿除2榀鋼拱架，嚴禁連續鑿出多榀鋼拱架。對侵限較長的鋼拱架，從下向上分段施工，不可一次性鑿除整個侵限部位的鋼拱架。如圖6所示。

⑤通過現場測試將新置換的拱架準確調整至設計位置，并固定牢固，鋼拱架之間用鋼板連接，若鋼板間有間隙，加設φ22螺紋鋼筋補焊。在鋼拱架調整好后，對新置換的鋼拱架每1m打入一對鎖腳（徑向）鋼管，鎖腳鋼管采用φ50，壁厚3.5mm，單根長5m，并用“L”型鋼筋將鋼架及鎖腳連接牢固。如圖7所示。

圖11 DK141+480右拱頂沉降時程曲線

⑥拱架立好后，布掛鋼筋網片，鋼筋網片采用￠6盤圓加工，間距20cm×20cm，應保證搭接長度（1～2網格）。鋼拱架之間采用連接鋼帶進行連接，環向間距1m；噴射混凝土采用濕噴作業，混凝土由洞外拌和站集中拌料，混凝土運輸車運到工作面。噴射混凝土厚度28cm，在噴射混凝土之前在圍巖表面埋入厚度標記，噴射作業應變換噴嘴噴射角度和與受噴面的距離，將鋼架、鋼筋網背后噴填密實。如圖8所示。

3.4 效果分析

當開挖至DK141+450后變形速率逐漸變小，施工圍巖變形處于正常變形狀態，并且DK141+512～DK141+485已經完成換拱并施工完二襯。圖9～圖11分別為DK141+440、DK141+465和DK141+480斷面拱頂下沉隨時間變化曲線。

4 結 論

①結合軟弱淺埋隧道埋深較淺、圍巖破碎且強度較低、偏壓以及受地下水影響較明顯等地質特征，圍巖大變形在施工過程中常有發生，由于不同風險因素錯綜復雜，軟弱淺埋隧道施工風險控制必須建立在系統認識風險因素和深入分析風險原因的基礎上，采用超前地質預報、控制爆破、施工工法優化、地下水控制和支護系統優化風綜合控制措施，對施工各個環節的進行嚴格控制。

②在隧道施工過程中，工程各參建方深入分析和全面總結既有典型風險事故的機理、原因和控制措施，成功應用超前地質預報、工法優化、預加固、貫通技術和換拱技術等風險控制技術和施工優化方法，且提出一整套適用于該類隧道圍巖變形控制措施及優化技術，為今后同類隧道的圍巖變形現場控制及判斷提供技術參考。

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