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1、高地应力软岩隧道大变形控制技术,乌鞘岭隧道岭脊地段变形控制技术,石家庄铁道学院,第一章 乌鞘岭隧道简况,乌鞘岭隧道设计为两座平行的单线隧道，两线间距40m，隧道长20.05km，基本为直线隧道；隧道洞身最大埋深1100m左右。右线隧道总工期2.5年。,隧道最大埋深约1100m，在岭脊约7km范围分布由四条区域性大断层组成的宽大“挤压构造带”，地应力情况十分复杂。在F4和F7断层及影响带、志留系板岩夹千枚岩地层，围岩破碎，洞室自稳能力极差。,隧道辅助坑道设计按工期为2.5年考虑，设置有13座斜井和1座竖井的施工方案，在施工中又结合施组安排，又增加一座竖井(主要用于通风)和一座横洞，在2004年4
2、月F7断层，又增设左、右线迂回导坑。,隧道施工进入F7工程活动性断层以后，发现初期支护变形速率加剧，初期支护出现掉块、开裂和挤压破坏等现象，隧道最大拱顶下沉和水平收敛分别达1209mm和1053mm，一般在300700mm左右，初期变形速率一般在3035mm/d。,图1-2 F7断层支护变形情况,隧道衬砌结构采用复合式衬砌，在本隧道最大的F7活动性断层地段(宽度800m)，考虑断层活动性及岩体十分破碎，按圆形结构断面(图1-3)进行设计,图1-3 F7断层圆形断面,其他地段根据围岩性质隧道采用椭圆形(图1-4)。,图1-4 椭圆形断面,第二章 大变形机理,软岩指强度低、孔隙度大、胶结程度差、受
3、构造面切割及风化影响显著的裂隙岩体或含有大量膨胀性粘土矿物的松、散、软、弱岩层，单轴抗压强度小于25MPa的岩石。,2.1 高地应力、软岩的概念,(1)软岩,高地应力是一个相对的概念，它是相对于围岩强度(Rb)而言的。也就是说，当围岩内部的最大地应力max与围岩强度的比值Rb/max达到某一水平时，才能称为高地应力或极高应力，即：,(2)高地应力,围岩强度应力比=,(2-1),各级围岩在正常施工条件下都会产生一定的变形，隧道施工规范、新奥法指南及衬砌标准设计等对各级围岩及各种支护结构都规定有不同的预留变形量以容纳这些变形 。,2.2 隧道大变形的概念,围岩变形量超过正常规定(20cm)的2倍(
4、即40cm)时，可把围岩变形视为大变形 。,(a)膨胀岩的作用,(1)大变形的成因,具有膨胀岩的围岩在一定条件下体积膨胀，如粘土类矿物、蒙脱石、高岭土、伊利石、绿泥石等吸水后体积可膨胀10%20%。硬石膏遇水体积可增大60%，芒硝遇水体积增加135%。有的膨胀力可达2545kPa。围岩膨胀使隧道周边产生大变形。,(b)高地应力作用下的软岩隧道挤压变形,研究表明，当强度应力比小于0.30.5时，即能产生比正常隧道开挖大一倍以上的变形。此时洞周将出现大范围的塑性区，随着开挖引起围岩质点的移动，加上塑性区的“剪胀”作用，洞周将产生很大位移。圆形隧道弹塑性解析解也表明，当强度应力比小于2时洞周将产生塑
5、性区，强度应力比越小则塑性区越大。高地应力是大变形的一个重要原因。这又称为高地应力的挤压作用。,国外几座典型的大变形隧道如： 奥地利的陶恩隧道(长6400m，强度应力比 0.050.06)； 奥地利的阿尔贝格隧道(长3980m，强度应 力比0.10.2)； 日本的惠那山隧道II号线(长8635m，强度 应力比0.10.33)； 我国南昆线著名的家竹箐隧道(长4990m，强度应力比0.10.2) 都属于高地应力挤压性大变形。,(c)局部水压及气压力的作用,当支护和衬砌封闭较好，周边局部地下水升高或有地下气体(瓦斯等)作用时，支护也会前半生大变形。但随着支护开裂，水或气溢出，压力减小，变形也就停止
6、，这种现象并不多见。,纯剪切破坏,(2)围岩破坏形式,弯曲破坏,剪切或滑动破坏,最大变形可达数10cm至100cm以上。家竹箐隧道初期支护周边位移曾达210cm，一般80100cm，拱顶下沉6080cm，隧道隆起80cm。堡子梁隧道排架下沉120cm，边墙向下挤进3040cm。关角隧道底鼓约100cm，边墙向内挤很大。乌鞘岭隧道岭脊段最大水平收敛达1209mm，最大拱顶下沉367mm。平均累计变形按F4、志留系板岩夹千枚岩、F7几区段分别为90120mm、200400mm、150550mm。,2.3 大变形的基本特征,(1)变形量大,家竹箐隧道初期支护变形速度达34cm/d。奥地利的陶恩隧道最
7、大变形速度高达20cm/d，一般也达510cm/d。乌鞘岭隧道岭脊段变形量测开始阶段变形速率最高达167mm/d，最大变形速率按F4、F5、志留系板岩夹千枚岩、F7几区段分别可达73mm/d、143mm/d、165mm/d、167mm/d。,(2)变形速度高,由于软弱围岩具有较高的流变性质和低强度，开挖后应力重分布的持续时间长。变形的收敛持续时间也较长。短者数十天，长者数百天，一般也需百多天。家竹箐隧道收敛时间在百天以上。日本惠那山隧道时间大于300天，阿尔贝格隧道收敛时间为100150d。乌鞘岭隧道大变形区段变形持续时间达120d，一般要4050d。,(3)变形持续时间长,喷层开裂、剥落；型
8、钢拱架或格栅发生扭曲；底部隆起；支护侵限；衬砌严重开裂等。,(4)支护破坏形式多样,高地应力使坑道周边围岩的塑性区增加，破坏范围增大。特别是支护不及时或结构刚度、强度不当时围岩破坏范围可达5倍洞径。,(5)围岩破坏范围大,以圆形巷道在1.0，v=H 时的情况进行分析，由弹性力学可知，如果处于弹性阶段，则围岩中任一点的应力r、可用下式表示:,2.4 大变形机理,2.4.1 洞室周边产生塑性区的条件,(2-2),以r=R0代入(2-2)式，可得：,所以当Rb/v2时，洞室周边将产生塑性变形。,根据圆形均质地层塑性区半径的理论公式：,2.4.2 塑性区的影响因素分析,(2-3),由上式可知，当地应力
9、P0增大时，塑性半径Rp也增大；当围岩抗压强度Rb=2ccos/(1-sin)减小时，塑性区半径也将增大。,图2-2为乌鞘岭隧道分区段塑性区半径与围岩抗压强度及强度应力比的关系，塑性区半径随围岩强度及强度应力比的增加而减小。,(1)围岩抗压强度Rb及强度应力比Rb/v,图2-3为乌鞘岭隧道分区段塑性区半径与地应力的关系，随地应力的增加，塑性区半径不断增加。,(2)地应力P0,图2-3 分区段塑性与地应力的关系,根据圆形均质地层洞壁位移的理论公式：,2.4.3 塑性半径与洞壁位移的关系,(2-4),图2-5为乌鞘岭隧道分区段洞壁位移与塑性区半径的关系，拱顶下沉与墙腰水平位移均与塑性区半径平方基本
10、成线性关系 。,图2-5 洞壁位移与塑性区半径关系,当仅考虑自重应力场时，隧道埋深与地应力成正比。,(1)埋深,2.4.4 洞壁位移的影响因素,图2-11 F7洞壁位移随埋深的变化规律,图2-6为各区段洞壁位移与埋深的关系，洞壁位移随埋深增加而增大， F7区段圆型隧道拱顶位移大于墙腰，其它区段马蹄型墙腰水平位移大于拱顶下沉。,6,图2-7分别为乌鞘岭隧道分区段拱顶下沉及墙腰水平位移与强度应力比的关系曲线。,(2)强度应力比,图2-7 F7洞壁位移随强度应力比的变化规律,2.5 乌鞘岭隧道大变形规律,2.5.1 实测位移规律,(1)变形沿隧道纵向分布,(2)分区段最大变形速率与累计变形量统计,2
11、,2,(3)最大变形速率与累计变形的关系,在隧道工程监控量测中，除累计变形外，变形速率是另外一个进行围岩稳定性评价的重要判别指标。研究最大变形速率与累计变形的关系也是在施工初期阶段进行最终变形预测的方法之一。,2.5.2 计算位移规律,(1)深部位移变化规律,图2-12 F7断层围岩深部位移变化规律,洞周位移最大，随着围岩深度的增加，位移逐渐减少。由于地应力水平较高，围岩强度较低，大变形的围岩深度较大，基本上可达洞周10.0m左右。,(2)深部相对位移与洞室失稳形式,图2-13为乌鞘岭隧道各区段围岩深部位相对位移的分布规律。,可见，围岩内部位移和深部相邻两点相对位移沿深度变化曲线存在明显的拐点
12、，说明围岩深部位移沿深度分布有突变发生。因此通过曲线拐点的分布规律可以判断出洞室周边围岩潜在的破坏范围。,表2-3 为围岩深部位移相对变化量沿深度曲线拐点位置、塑性区范围和剪应力最大等值线范围统计 。,表2-3 曲线拐点位置、塑性区边缘和剪应力最大等值线位置距洞周距离/m,第三章 大变形分级标准,大变形是相对正常变形而言的。铁路隧道设计规范、公路隧道设计规范、新奥法指南及衬砌标准设计等根据多年经验及统计，对各类围岩及各种支护结构都制订有不同的预留变形量(表3-1)以容纳这些正常变形。,3.1 国内外现状,表3-1 预留变形量(mm),(1)铁二院 喻渝从预留变形量出发，取上述正常值的2倍作为大
13、变形的下限，即：隧道施工时，如果初期支护发生了大于25cm(单线隧道)和50cm(双线隧道)的位移，则认为发生了大变形。,(2)铁二局,表3-2 铁路隧道大变形的变形量划分表,(3)重庆交通学院,表3-3 公路隧道围岩大变形分级方案,(4)张祉道,表3-4 大变形等级之现场判定,综合以往的各种大变形分级的标准及方法，并考虑乌鞘岭隧道的具体特点，采用综合指标判定法确定大变形分极标准。,3.2 乌鞘岭隧道大变形分级标准,(1)位移量u,铁路隧道设计规范，对于单线铁路隧道VI级围岩预留变形量上限为100mm(2005年规范VI级围岩预留变形量由设计确定)，考虑到乌鞘岭隧道大变形区段为V级围岩，且洞径
14、大于一般的单线隧道 。,确定三级划分标准如表3-5所示。,表3-5 按位移量的变形等级划分表,(2)强度应力比Rb/v,强度应力比大小是隧道产生大变形的最直接因素，可以不考虑的影响，得表3-6所示分级标准 。,表3-6 按强度应力比的变形等级划分表,(3)原始地应力v,对于挤压性围岩其抗压强度一般小于4.0MPa，如取Rb范围1.04.0MPa，Rb/v0.75=0.4 ，则v范围2.510MPa。结合工程实例，得表3-7。,表3-7 按原始地应力的变形等级划分表,(4)弹性模量E,弹性模量也是影响洞壁位移的重要因素，在其他条件不变时，弹性模量减小1倍，洞壁位移基本增大1倍。结合前述工程实例，
15、得表3-8。,表3-8 按弹性模量的变形等级划分表,(5)综合系数,考虑抗压强度、地应力、弹性模量及侧压力系数多个因素，定义,并结合工程实例及上述分析，得表3-9。,表3-9 按综合系数的变形等级划分表,(6)综合指标判定法,表3-10 变形等级划分的综合指标判定法,3.3 不同大变形等级的防治措施,表3-11 不同大变形等级的防治措施,第四章 围岩的物理力学参数试验与确定,采用取样室内试验与现场原位测试相结合的方法，对F7断层破碎带及志留系板岩夹千枚岩物理力学参数进行了综合测试。,4.1 取样室内试验与现场原位测试,采用水压致裂法进行地应力测试，并取样进行岩石的物理力学试验。,4.2 地应力
16、测试,4.3 围岩参数的位移反演,分别采用位移联图反分析法、典型类比分析法和有限元位移正反分析法不同的反分析法。,4.4 围岩物理力学参数的综合分析,第五章 现场试验(F7断层),对F7断层区段9个量测断面的实测压力数据进行分析计算估算侧压力系数。具体数据如表5-1所示 。,1. 侧压力系数估算,表5-1 F7断层实测压力估算侧压力系数结果汇总,同样根据现阶段F7断层带的9个量测断面的压力实测数据进行分析计算，得出结果汇总如表5-2所示 。,2. 二衬分担压力比例估算,表5-2 F7断层带实测压力估算二衬分但压力比例结果汇总,左、右线隧道变形量测值沿隧道纵向分布如图5-2所示。其中左线隧道反映
17、了初期支护拆换后位移对比情况 。,3. 变形量测值沿隧道纵向分布,图5-2 F7断层区段左线隧道变形量测值沿隧道纵向分布,4.根据F7断层的变形和地质情况，进行了大量断面形式、断面净空、支护形式和支护参数优化，分别采用了圆型、椭圆型、马蹄型的不同断面形式，一次大刚度支护及分层多次支护，一次二衬及分层两次二衬等支护、衬砌形式，经施工实践证明正洞隧道以圆形断面形式为最好；适当加强第一次支护刚度，留有支护补强空间 。,5.迂回导坑中的支护形式和参数可满足施工安全与稳定；由迂回导坑施工方法、工艺研究得出的结论适用F7断层正洞施工；迂回导坑的试验与施工实践，为大断面正洞施工提供了直接的、重要的指导和依据
18、。,6. F7右线隧道：按设计断面进行结构正反检算，衬砌结构安全度满足规范要求，但考虑由于应急处理本段部分地段衬砌厚度不足，并根据现场的监测及开裂情况，拟对已开裂段进行补强处理，方案如图5-3所示 。,图5-3 衬砌补强设计方案,7.对左右线隧道及其迂回导坑的群洞效应研究表明，虽然群洞施工相互影响，群洞效应存在，但是影响程度不大，不至于引起相邻洞室中间岩柱的失稳破坏，四条隧道整体是稳定的，而且后续开挖对于已完工隧道衬砌内力的影响也不大，不会危及隧道衬砌结构的安全 。,8. F7断层区段纵向位移特征与地应力测试分析成果相互印证，反映出该区段水平地应力与隧道走向存在着明确的角度关系并对隧道呈纵向挤
19、压的特性。这一地应力分布特性将使隧道开挖后的应力释放对洞室支护结构产生明显地不均匀荷载作用，其结果将使结构产生纵向扭曲破坏。因此，应充分考虑结构纵向上的受力特性，加强其纵向连接强度。,第六章 位移控制基准,6.1 极限位移,表6-1 F4断层区段隧道极限位移 单位：(mm),表6-2 岭脊千板岩地层区段隧道极限位移 单位：(mm),表6-3 F7断层区段隧道极限位移 单位：(mm),表6-4 乌鞘岭隧道岭脊段位移控制基准 (单位:mm),注：U-隧道开挖后隧道总变形量,6.2 二衬施作时机,软岩隧道二衬施作时机始终是隧道界讨论的热点问题，特别是对于软岩大变形隧道若二衬施作过晚，则可能造成初期支
20、护变形无法控制，以致隧道失稳，而如果二次衬砌施作过早，则可能使二次衬砌受力过大，而引起二次衬砌的开裂，以致降低隧道结构耐久性。因此，针对具体工程情况提出合理的二次衬砌施作时机势在必行。,(1) 规范有关二衬施作时机的规定,“在一般情况下，二次衬砌应在围岩和初期支护变形基本稳定后施作。变形基本稳定应符合隧道周边位移速度有明显减缓趋势。拱脚水平相对净空收敛变化速度小于0.2mm/d，拱顶相对下沉速度小于0.15mm/d。”,(2)软岩隧道二衬施作时机讨论,对于高地应力的硬岩隧道，量测围岩变形的目的是为了让围岩变形达到一定程度， 利于地应力释放，尽量发挥围岩的自稳能力，从而最大限度地减少二次衬砌所承
21、受的压力，以尽量减小衬砌厚度。二次衬砌时机选择应根据围岩特点来调整。对于一般稳定性较好的围岩，可在总变形量达到约80%，并且围岩变形基本收敛停止后进行二次衬砌。此时初期支护应能承担围岩的全部荷载，二次衬砌承担由于围岩的蠕变产生的附加荷载。,(3)二次施作时机的研究方法,基于二衬稳定性及二衬变形大小影响因素分析，结合既有各量测项目的统计及相互关系分析，以及隧道施工过程总位移估算，提出不同条件下二衬前,图6-1 志留系板岩夹千枚岩区段右线隧道初支与二衬变形对比关系,初支最终变形速率限值，以及初支累计变形占总位移的比例限值。,图6-2 F4断层区段二衬前支护变形速率与二衬变形关系,表6-5 二衬开裂
22、断面对应初支变形,注：表中“比例”一项均指与初支变形最终值相比。,(4)量测前的前期位移推算,在施工过程中，变形量测是在洞内采用全断面仪或位移收敛计进行的，量测位移丢失了洞室开挖过程中的弹性位移和施测前的位移，而且铺设防水板的过程中也不再进行支护变形监测。所以当初支位移达到极限状态时，模拟计算的隧道支护后的极限位移u极可表示为,u极=u弹+u失+u测 (极限状态) (6-1),弹性位移u弹是爆破瞬间洞室释放，难以利用监测手段获得。但在模拟计算的围岩塑性收敛线中，可观察到直线段和曲线段，若视围岩塑性收敛线的直线段为洞室开挖的弹性位移，则可计算弹性位移。,量测丢失位移u失由两部分组成，一是爆破后至
23、施测前的位移丢失，二是铺设防水板至二衬前不便量测的位移丢失。,表6-6 前期丢失位移统计结果,注：(1)前期丢失位移的“比例”一项是指与统计断面的实测变形相比； (2)计算变形以全部断面实测变形统计值为依据。,(5)二衬施作时机的确定,据实测变形、支护后隧道的模拟极限位移可提出施作二衬时的实测位移占极限位移比例限值，而根据实测变形速率以及施作二衬后的稳定状态及二衬变形大小关系可提出二衬施作时的变形速率限值。,表6-7 乌鞘岭隧道二衬施作时机,注：(1)n3为实际已发生的位移(u计)与极限位移的比值； (2) u测/ u极为量测变形与极限位移的比值； (3) v终/u测为二衬施作前日变形量与实测
24、初支累计变形的比值。,第七章 控制变形快速施工方法 及施工工艺研究,7.1 F4断层区段隧道施工方法,采用超短三台阶法施工。超前预支护采用42小导管或自进式锚杆注浆支护，人工风镐配合挖掘机开挖，必要时辅以弱爆破。挖掘机或弱爆破开挖下部断面，人工风镐整修开挖轮廓。及时喷砼46cm封闭岩面，并进行喷锚网，型钢钢架系统支护作业。采用挖掘机配合绞接自卸车进行出碴作业。及时进行砼仰拱施工。墙、拱模筑混凝土衬砌及时跟进。,采用三台阶施工，上、中台阶长度5m，仰拱距下台阶1520m，二次衬砌距仰拱端头不大于50m，各工序间距见图7-1 。,图7-1 断层带施工工序示意图,开挖后立即速喷C20混凝土46cm封
25、面层，然后立即架立I 18型钢钢架, 型钢钢架间距3榀/2m。钢架连接板处均设20槽钢作托梁垫，防止下沉。网片采用8钢筋网格，间距20cm20cm，铺设在型钢架背面与钢架及连接筋焊接牢固，钢架架立完毕再施作系统锚管并注浆，锚管长4.0m，间距0.8m0.8m，梅花型布置。最后复喷混凝土至设计厚度。,7.2 F7断层带隧道快速施工方法,采用三台阶五步施工法施工F7断层区段圆型断面。其中，上台阶采用环形开挖留核心土法，台阶长度不超过5.0m(见图7-2)。,图7-2 F7断层带隧道开挖施工工序,首先进行拱部小导管注浆超前预加固，上台阶采用PC130挖掘机进行扒碴，下台阶采用WA320装载机或ITC
26、H312挖装机装碴，10号斜井工区8T自卸汽车运至井底临时弃碴场，然后二次装运至斗车，通过斜井有轨运输提升至洞口卸碴台，11号斜井工区自工作面直接使用自卸汽车运至洞外弃碴场。,下台阶施工时,为保证上部台阶的安全,上部台阶底部设临时钢支撑仰拱,拱脚设纵向型钢砼纵向托梁。下部检底施工采用搭设栈桥进行仰拱底部钢架接长的方法进行施工，每次仰拱钢架接长的长度不大于6榀钢架的间距，及时浇筑支护仰拱混凝土，确保整个支撑及时受力成环，增加围岩自稳能力。,7.3 岭脊千枚岩地层隧道施工方法,采用上下断面短台阶法开挖，上、下台阶长度控制在5m以内，落底与下部掌子面距离控制在15m以内。爆破采用减弱振动爆破，上、下台阶分开起爆，循环进尺为2m。爆破后上部扒碴采用130挖掘机，出碴采用轮式装载机配合大吨位自卸汽车无轨运输。,拱部型钢与边墙型钢之间采用螺栓通过钢垫板连接，型钢纵向间通过L4545角钢连接，角钢间距1m。超前小导管每一循环长度为4m，环向间距根据围岩破碎情况采用2040cm，一般为25cm，小导管纵向水平搭接长度不少于1m。,