高地應力條件下花崗巖蝕變帶隧道大變形施工控制技術

李傳書

(中鐵五局集團有限公司， 長沙 410007)

藏噶隧道區域地質構造復雜，新構造運動強烈,在隧道掘進過程中，遭遇蝕變巖[1]。受蝕變帶和結構面殘余應力影響，隧道開挖引起初期支護發生大變形。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、風化程度及巖石性質共同影響。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、降低其力學性質，導致形成全風化巖層，具有“自穩時間短、應力調整快、變形量大、持續時間長”等特點。施工過程中應堅持“預報先行、放抗結合”原則，通過調整結構受力形式、加長錨桿等加強支護措施，將變形量控制在可控范圍之內，避免出現因變形過大造成初期支護拆除、坍塌、二次襯砌開裂等現象。

1 工程概況

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

藏噶隧道DK 168+805～DK 169+130段埋深為268～497 m，地層巖性為弱風化花崗巖，圍巖級別 Ⅲ級，采用Ⅲa型復合式襯砌，預測為中等巖爆區。施工過程中該段圍巖變形量大、速率快、持續時間長。現場開挖揭示地層巖性為花崗巖，受構造影響強烈，巖體節理裂隙發育，且伴有斷層泥發育特征，局部地段巖體手掰易碎，巖體強度較低，根據施工揭示情況，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

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

表1 藏噶隧道蝕變帶前期支護措施變更表

當掌子面到達DK 169+140附近時，后方鋼架已嚴重變形侵限，其中最大周邊收斂斷面出現在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 3 353.2 mm。最終掌子面停止掘進，進行換拱加強處理，嚴重影響現場施工進度。現場初期支護變形情況如圖2所示。

圖2 初期支護變形圖

3 變形原因分析

3.1 應力測試

在藏噶隧道二橫工區DK 169+073處采用空心包體法進行地應力測試，測試結果如表2所示。

表2 藏噶隧道DK 169+073處應力測試結果表(埋深455 m)

目前，國內一般采用巖石抗壓強度與地應力的比值對高地應力分級，GB 50021-2001《巖土工程勘察規范》[2]中關于初始地應力的分級方案如表3所示，計算公式為：

表3 初始地應力分級方案表

δ1=UCS飽和/б1

式中：δ1——初始地應力；

UCS飽和——巖石單軸飽和抗壓強度；

б1——實測最大主應力。

蝕變花崗巖是一種典型的硬質變質巖，在風化作用與熱液蝕變作用下，其密度、強度等物理力學性質與原巖存在較大差異，具有巖體軟弱、自穩能力差等特點[3]。現場圍巖呈全風化狀，手捏易碎，取樣困難，單軸飽和抗壓強度測定困難。根據相關資料，全風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。根據表3可得出藏噶隧道此段處于高地應力狀態。

3.2 監控量測

DK 169+122處初期支護收斂變形曲線如圖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3 353 mm，累計拱頂沉降達295 mm。從圖3可以看出，初期支護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，表明支護強度不夠。

圖3 現場初期支護變形收斂曲線圖

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勢[4]，加之隧址區受構造應力影響，地層水平應力較大，因此，在開挖后圍巖收斂變形大于拱部沉降變形[5]。

3.3 支護應力監測

現場通過埋設測力元件，對土應力、鋼架應力、錨桿應力進行監測，對圍巖及支護結構的狀態作出全面分析。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(初期支護和圍巖之間)；2個混凝土應變計(內側和外側)；2個鋼筋計(內側和外側)；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)。

現場應力測試結果如圖4所示。在測量時段內(17 d)，現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；混凝土外側應力最大值為15.1 MPa,混凝土內側應力最大值為13.4 MPa，均位于右拱肩處；鋼架外側最大應力為37 MPa,內側最大應力為68.5 MPa，均位于右拱肩處。

圖4 現場應力測試結果圖

現場實測土壓力結果與聶林[6]關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果接近。同時聶林在模型試驗中發現，洞室在有支護情況下，最大土壓力變化值為8 kPa，且受到支護約束逐漸趨于穩定；無支護情況下，土壓力變化為開放狀，最終洞室發生破壞。

現場施工情況及室內試驗都證明，在沒有足夠剛度的支護結構約束下，花崗巖蝕變帶隧道無法自穩，在高地應力情況下，變形情況尤為嚴重。

4 花崗巖蝕變帶隧道大變形控制技術

4.1 預測預報

研究表明，硬質圍巖具有碎裂結構并處于高地應力環境時，即使不存在地下水的軟化和侵蝕作用，施工中也可能發生圍巖大變形[7]。因此，當高地應力花崗巖地層隧道存在巖層接觸帶、斷層等情況時，應考慮花崗巖蝕變影響。現場通過TSP、超前鉆孔等方式探測前方圍巖地質，當存在物探異常時，應采取取芯鉆探措施，對圍巖形態進行直觀分析。同時結合已開挖段落變形監測、應力測試、應力場分析評估結果對前方圍巖進行綜合預報預測。

4.2 支護參數

明確為花崗巖蝕變引起的隧道大變形后，現場對支護結構進行了調整，襯砌結構橫斷面如圖5所示。

圖5 襯砌結構橫斷面示意圖(cm)

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

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

(3)設置兩層初期支護，第一層初期支護采用HW175型鋼，噴25 cm厚C30混凝土，第二層初期支護采用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φ42鎖腳錨管，每根長4.0 m；兩層初期支護都考慮了預留變形量(第一層預留40 cm，第二層預留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自進式錨桿，仰拱6 m長φ32自進式錨桿，間距為1.2 m×0.8 m(環×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。現場采用三臺階開挖，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。根據變形監測結果，預留合適的變形空間。

4.3.2 臺階長度

為便于機械作業，加快施工進度，現場需嚴格控制臺階長度。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(每環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(內弧)內，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。鉆孔前須標記孔位。所有錨管、錨桿必須注漿飽滿。

(2)上臺階預留核心土、隧道凈空狹窄導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，在中臺階施工前臨時提高錨固力。

4.3.5 徑向注漿

第一層初期支護完成后，應根據圍巖情況及設計要求進行洞周圍巖徑向注漿，固結洞周土體，形成加固圈，共同抵抗變形。

4.3.6 第二層初期支護施工方式及時間

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

現場采用自制臺架，設置輔助吊裝設備作為二層支護臺車。拱墻部分鋼架一次成型，一次架設多榀。

4.3.7 仰拱施工

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

4.3.8 監測預報

(1)現場增設超前探孔，對前方水文地質進行直接判斷。

(2)增加監控量測斷面、測量頻率，監控量測數據必須每日在現場交班會上進行通報，及時掌握圍巖變形情況，對變形發展趨勢進行分析。

(3)增加應力監測。監測圍巖壓力、鋼架應力、混凝土應力、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“放抗結合、盡快成環、減少擾動、量測指導”的原則，做好工序銜接、安排緊湊。及時支護，封閉成環，充分發揮圍巖自身承載力，盡量減少圍巖暴露時間，避免長時間暴露引起圍巖失穩。

(2)施工時加強超前支護措施，做好超前地質預報，準確掌握前方地下水發育情況、地質變化情況，及時調整預留沉降量，避免因變形侵限導致鋼架拆換，造成前方支護無法及時封閉成環、變形增大形成惡性循環。

(3)開挖鉆孔作業中，必須由有經驗的工人于拱頂、兩側拱腰施作加深炮孔，根據鉆進情況推測前方地質條件。

(4)上、中、下臺階同時作業時，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進行下一步作業，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量，加快施工循環時間。

(6)加強對隧道現場施工作業人員安全教育培訓。

5 效果分析

現場按大變形支護措施施工后，變形情況得到明顯抑制，變形收斂絕對值減小，雙層初期支護施工后變形速率明顯降低，累計收斂變形量均未超過預留變形量(單側60 cm、雙側120 cm)，杜絕了鋼架拆換風險。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，當日水平收斂量為11 mm；4月16日施工下臺階，當日水平收斂量為15 mm；5月18日開挖仰拱，當日水平收斂量為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，當日水平收斂量為10 mm；5月18日施工下臺階，當日水平收斂量為8 mm；6月18日開挖仰拱，當日水平收斂量為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，現場按活動斷裂加強了支護措施。受春節及新冠疫情影響，該段長時間未封閉成環，導致發生大面積變形，甚至造成DK 172+730處二次襯砌端頭發生破壞。現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 結束語

(1)蝕變花崗巖具有強度低、結構破碎及孔隙發育等特點，隧道開挖后其變形大、圍巖松動區向外擴展快，當松動圈范圍超過錨桿長度，導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展的一個重要手段。

(2)支護強度直接約束變形的發展。當支護強度不足時，蝕變巖的變形會不斷發展。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“加強支護承壓強度”。具體措施包括采取三臺階法開挖、調整邊墻和仰拱的曲率、采用雙層初期支護、超前注漿加固、增設鎖腳錨管等。

(3)施工中要堅持“短進尺、小擾動”原則。藏噶隧道遭遇的蝕變花崗巖沒有自穩能力，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帶建設的隧道對支護結構強度要求高，應根據圍巖級別，適當提高支護結構等級。避免因預留沉降、支護強度不足造成鋼架拆換，嚴重影響現場施工安全。