软岩大变形（共6篇）
软岩大变形 篇1
0引言
随着我国煤矿开采深度的不断增大,巷道工程施工逐渐穿越更为深部的岩层。研究表明: 巷道埋深超过800m后,在高地应力作用下其围岩表现出的力学特 性、变形破坏 特征与浅 部相比明 显不同[1,2],围岩支护难度增大,尤其是软岩巷道。由于支护方法不当导致的深部软岩巷道失稳破坏现象屡见不鲜,严重影响其正常使用,同时后期的反复维修不但影响工程施工,而且将消耗大量财力物力。
针对以上问题,国内外学者采用理论分析、试验研究、数值模拟等手段,开展深部软岩巷道围岩力学特性、变形破坏机理及支护方式、支护强度和参数等方面的研究,为软岩巷道稳定性控制及变形破坏后的修复提供合理方法[3,4,5,6,7,8]。深部巷道工程具有的典型特点是地质条件差异较大且地应力复杂多变,因此其变形破坏模式和支护方法不尽相同[9,10]。目前,深部软岩巷道工程的支护及变形破坏后的修复技术一直是采矿及岩土工程领域研究的热点。
本文结合已有研究成果,以某矿区深部软岩大变形巷道为例,采用现场监测、数值模拟等方法,研究围岩变形破坏规律,在此基础上,提出一种“刚柔”结合的新型支护方法,为软弱大变形巷道围岩稳定性控制并延长巷道安全服务期提供科学依据。
1深部软岩巷道围岩变形破坏特征
某矿区轨道大 巷设计长 度795m,平均埋深1050m,服务年限20年,断面形状为半圆拱形,净宽5m,净高8. 15m。巷道穿越岩体为褐灰色砂质泥岩,岩性较差,且极不稳定,在前期施工中,采用高强 ( φ22 ~ φ24mm) 锚杆及喷射混凝土支护,巷道使用一段时间后,由于围岩变形量大导致无法正常使用, 后经多次维修围岩变形仍无法得到有效控制。
1.1围岩变形破坏特点
根据现场监测数据及变形情况分析,归纳为以下几点: 1巷道围岩变形破坏范围大。通过图1可以看出,巷道轴线方向围岩发生了明显的拱顶下沉、 坍塌,拱腰片帮、岩体脱落等问题,整体表现出强烈的断面收敛和围岩破坏。2变形量大。现场监测结果表明,巷道断面整体收缩变形量大,利用初始锚喷支护方案支护,巷道使用1个月后,拱顶平均下沉量大于120cm,有的位置高达150cm,两帮挤入在150 ~ 200 cm之间。3围岩变形持续时间长,且具有明显的阶段性。现场位移监测数据表明,围岩变形具有明显的流变性。巷道开挖支护后围岩变形在10d左右达到较高水平,之后经历一段时间的缓慢变形后逐渐趋于稳定。现场监测围岩变形如图1所示。
1.2围岩破坏深度
巷道开挖后围岩受到扰动,其破碎区、塑性区大小是支护设计的重要依据。为进一步掌握巷道围岩破坏情况,通过钻孔窥视技术,对破碎区、塑性区岩层的厚度进行探测分析。
现场试验段深部巷道围岩测试采用YS( B) 型钻孔窥视 仪,钻孔方位 与巷道垂 直,钻头直径42mm。每个断面布置7个探孔,分别位于拱顶、两拱肩、两帮和两侧拱脚,探孔设计深度为7 ~ 9m。通过钻孔窥视,获取不同深度围岩变形破坏情况,图2为部分钻孔内部图像。分析围岩破坏情况可知,随着围岩深度的增大,其破坏程度逐渐减小; 不同位置处,围岩的破坏情况并不一致,拱顶处破坏深度和范围较拱腰处大。
根据不同探孔的探测结果,考虑不同深度、不同断面位置处围岩破坏程度,将围岩分为破碎区、塑性区和完整区,其分布如图3所示。通过图3所示可以看出,破碎区深度大致分布在围岩3m之内,该区域围岩松散破碎,裂隙较为发育; 塑性区深度大致分布在围岩3 ~ 7m,该区域内岩体裂隙逐渐减少; 当深度超过7m后,开挖对围岩影响较小,岩体完整性较好。
2深部巷道围岩稳定性控制
在深部煤矿巷道支护工程中,支护方式的选择及支护参数的确定往往是影响支护效果,实现巷道长期稳定的重要研究内容。针对围岩破坏情况,提出“刚柔”结合的大变形巷道围岩新型支护方法,并对其支护效果进行数值分析,为深部巷道的施工与设计提供一定的理论指导。
2.1支护方案
针对深部软岩巷道破坏程度不同,将围岩分为破碎区( 0 ~ 3m) 、塑性区( 3 ~ 7m) 和完整区,为实现对不同破坏程度围岩进行加固并确保支护体系的完整性,同时达到经济合理的效果及巷道的长期稳定性,根据破碎围岩工程现场和室内注浆扩散试验成果,提出“刚柔”结合的大变形巷道围岩新型支护方法,具体实施方案如下:
对0 ~ 3m范围内破坏区围岩,注入水泥 - 水玻璃加固,实现对浅部破碎围岩封闭和加固的效果,为深部塑性区围岩的高压注浆提供条件; 对3 ~ 7m范围内塑性区围岩,由于巷道开挖影响较小,裂隙发育较弱,采用高压注入化学浆加固; 注浆结束后,设置长锚索,将注浆加固区与未受扰动的完整区围岩连接。以上方法实现对巷道围岩的“刚性支护”。
考虑巷道存在的长期变形,“刚性支护”结束后,垫1 ~ 3层木板作为缓冲卸压层,并架设可缩性U型钢支架,实现抵御巷道长期变形的“柔性支护”。
针对松散破碎区和塑性区围岩,根据其监测深度分布采用 ф22 mm × 3000 mm和ф 22 mm × 7000 mm注浆锚索,注浆结束后,设置的长锚索采用 ф22 mm × 9000 mm高强度低松弛预应力钢绞线锚索; 破坏区、塑性区注浆锚索和长锚索三者采用插花布置, 其间排距分别为600 mm × 600 mm、1200 mm × 1200 mm、1200 mm × 1200 mm。底板采用 ф22 mm × 6 200 mm高强钢绞线锚索,其间排距为1300 mm × 1300 mm,施加预紧力为150 k N。掘巷后两个月,待硐室变形稳定后,开始浇筑钢筋混凝土,浇筑厚度为500 mm。巷道支护断面如图4所示。
2.2支护方案数值模拟
根据现场地质勘察报告,计算断面选取巷道埋深为840m。数值计算选取的模型大小为150m × 150m,以巷道底板中点作为模型中心。模型左右侧边界施加X方向水平方向约束,底部边界施加Y方向竖直方向约束,整个模型施加岩体自重压力。根据现场地应力测试结果,在模型上方施加13. 50MPa的压应力,侧压力系数为0. 82。选用摩尔—库伦屈服准则来模拟围岩的变形破坏性质。岩层分布如图5所示。
根据岩体力学试验和工程勘察资料,确定围岩力学参数取值见表1。
为研究所提出的“刚柔”结合的软弱大变形巷道新型支 护方法的 支护效果,应用有限 元软件 ( ABAQUS) 对支护方案进行数值模拟研究。数值计算中,注浆加固圈的支护效果通过提高注浆范围内围岩的力学参数来模拟。研究表明,围岩在进行注浆加固以后,其力学参数会有显著提高,弹性模量一般的都能提高30% 以上,粘聚力和内摩擦角都能提高20% ~ 30%[11],同时考虑现场支护效果,确定注浆加固区计算参数( 见表2) 。
支护方案数值模拟共分为三步: 1模型边界施加初始应力进行地应力平衡; 2巷道开挖并对围岩注浆加固,同时安装长锚索; 3根据施工进度,待注浆后30天,施工缓冲卸压层和U型钢支架。有限元计算模型如图6所示。
图7为新型支护方案下围岩变形及塑性区分布模拟结果。在新型支护条件下,拱顶下沉量仅为7. 44mm,底鼓量约为31. 52mm; 围岩塑性区主要分布于巷道两帮和两侧底角位置,最深处约为1. 82m。 与初始支护方案下围岩变形量监测及其变形破坏范围探测结果对比可以看出,新型支护方案下围岩变形以及塑性区面积及深度均有明显减少。
数值计算结果表明,新型支护方案对巷道起到了良好的保护作用,对于改善围岩受力状态,控制巷道变形,降低松动区范围效果明显。
2.3支护效果
为了监测巷道的变形情况,在整修段巷道内从外口向里80m布置了第一个监测断面,然后每隔50m布置下一个监测断面,共布置了5个监测断面。 在每个监测断面上,巷道顶板正中位置布置红外顶板离层仪,用以监测整修后巷道的顶板变形情况; 在巷道两帮布置多点位移计,用以监测巷道两帮的变形情况。现场监测变形随时间的变化规律如图8所示,可以看出: 经过近5个月的监测可知,整修段巷道每个监测断面顶底板收敛变形值均能控制在60mm以内,两帮收敛量低于15mm,且巷道后期变形逐渐趋于稳定。
图9为巷道支护5个月后的现场效果图,可以看出在新型支护方案下,围岩变形得到了有效控制,经过近5个月的现场位移监测表明,巷道处于稳定状态,工业试验后巷道断面收敛率低于5% 。表明新型支护方案能够满足深部软岩巷道稳定性控制的要求。
3结论
1) 以某深部软岩巷道工程建设为例,采用现场围岩变形监测、松动区钻孔探测等方法,分析围岩长期变形趋势及破坏机理。
2) 针对围岩破坏特征,提出了“刚柔”结合的软弱大变形巷道围岩新型支护方法: 根据围岩破坏深度不同,采用不同注浆方法分区域加固,形成“刚性”承载圈,并在巷道最外部设置缓冲层及可缩性U型钢支架,形成柔性加固圈。
3) 利用有限元模型对新型支护方法的支护效果进行了数值模拟,结合现场监测变形数据分析,验证新型支护方案的合理性。在新型支护方案下,围岩变形得到了有效控制,工业试验后巷道断面收敛率低于5% 。表明新型支护方案能够满足深部软岩巷道稳定性控制的要求,对类似工程的施工具有一定的指导意义。
摘要：深部软岩地下工程围岩稳定性差且具有长期流变效应,由于支护不利导致围岩产生大变形破坏问题趋于突出。针对以上问题,以某深部软岩巷道工程建设为例,采用现场监测、数值模拟等方法,分析围岩长期变形趋势及破坏机理;针对围岩破坏特征,提出“刚柔”结合的软弱大变形巷道围岩新型支护方法:考虑围岩不同深度破坏情况不同,采用不同注浆方法分区域加固,形成“刚性”承载圈,并在巷道最外部设置缓冲层及可缩性U型钢支架,形成柔性加固圈。利用有限元模型对其支护效果进行数值模拟,结合现场监测变形数据分析,验证了新型支护方案的合理性。
关键词：深部软岩,巷道,支护,数值模拟,现场监测
软岩大变形 篇2
新建兰渝铁路天池坪隧道位于青藏高原的边缘挤压带,又是“5.12汶川地震”严重影响区,区域原岩应力较大且以水平构造应力为主,隧道开挖过程中出现严重的大变形情况。本文结合天池坪高地应力软岩隧道工程实践,通过变形观测,优化衬护设计与施工支护方案,研究大变形最合理控制措施。
1工程概况
兰渝铁路天池坪隧道长14 528 m,最大埋深约1 300 m。隧道进口段通过的地层主要为三叠系下统板岩(T1 Sl),薄层板状构造(层厚≤5cm),层间结合力较差,节理裂隙较发育,岩质较软,富含地下水。岩层走向基本与隧道平行,倾角70°～90°。根据《工程岩体分级标准》GB/50218-1994:用洞身部位的最大水平主应力测值21.28 MPa与该处板岩单轴抗压强度30 MPa(估计值)比较,Rb/σh,max=1.41,属于极高的应力状态。
2变形情况
隧道采用三台阶弧形导坑预留核心土开挖,设计初支钢架采用I20b,1榀/0.6 m,支护后围岩变形较大,变形速率较快,拱顶沉降达到45 cm,收敛最大85 cm,变形速率最高10 cm/d。隧道大变形造成初支混凝土开裂、剥落,钢拱架发生严重扭曲、断裂,造成大面积换拱,造成重大经济损失并严重困扰施工安全。初期支护严重变形破坏,如图1～3所示。
2.1 变形特点
(1)变形数值大,变形速率快。隧道开挖后,围岩变形非常强烈,拱顶沉降和水平位移位移起初的变化率较大,水平收敛是拱顶下沉的两倍左右,隧道挤压性显著。(2)变形不均匀性、不对称性,开挖断面局部侵限。监测数据表明,隧道普遍存在左右侧变形不均匀和不对称现象,在初期支护完成后,不同段落左右侧变形量不同,左右侧变形差异明显。在同一断面上,水平收敛明显大于拱顶下沉,中上部的水平收敛变形普遍大于中下部,左右侧边墙变形不同,须进行局部换拱。
(3)变形持续周期长,后期变形反弹大。施工观测中发现,拱顶沉降和水平位移位移在很长一段时间内呈现匀速增长的趋势,仰拱施作完成后,变形突变且有减小的趋势,变形数值在短时间内达不到二衬施作前验标规定的数值(0.2 mm/d),变形数值大于30 cm后,钢架发生扭曲变形,变形数值突变增大,甚至造成塌方。
2.2 初期支护破坏特征
隧道洞身围岩主要为薄层碳质板岩,岩体破碎,节理发育,自稳能力较差。开挖过程中经常发生局部掉块和滑塌现象。随着变形的逐渐增大,边墙强烈内挤,拱顶下沉开裂,钢架折弯严重。通过监控量测数据分析,变形破坏规律为:当累计变形量不足20 cm时,初期支护安全可靠;当累计变形量超过20 cm时,初期支护遭到破坏,初支表面出现裂缝,进而出现纵向裂缝、崩落,环向裂缝出现;当累计变形量不足30 cm时,钢架发生扭曲变形,甚至扭曲错断,喷混凝土表面出现大量裂缝、掉块,必须及时进行套拱等加固措施,否则继续发展将造成塌方。
3变形原因分析
3.1 地质因素
(1)围岩遇水具有膨胀性,形成较大的膨胀力。
隧道变形段围岩主要为炭质板岩与炭质千枚岩,遇水后很快崩解,侵水后一般表现出明显的体积增加,具有很大的膨胀性。从而产生可观的膨胀压力,直接加荷在初支系统上。
(2)高地应力及软岩特性影响。
该隧道处于青藏高原的边缘挤压带上,高地应力较大(最大水平主应力测值21.28 MPa)已发生大变形。另外,软岩隧道围岩既有软岩的吸水膨胀性,又会因开挖卸荷产生较大的松动圈。该松散圈内的岩体由于剪胀变形和岩石的吸水变形原因,产生巨大的初支无法承受的松散压力和变形压力。致使初支系统产生变形,直至破坏。
(3)围岩的时空效应产生的影响。
时空效应中,时间效应(蠕变)更为显著,空间效应则较小。在施工期内由于二者始终交织在一起,难以把它们分离开来,但在洞室开挖结束后,一般仅剩下蠕变位移,可从此后的一段时间内看出蠕变的影响。软岩的流变性表现为随着时间的推移,变形逐渐加大,即存在着变形的时效性。软岩在实际工程中表现出来的力学性质都与时间有关。当岩体开挖后会出现持续变形,软岩的强度将随时间的增长而降低,致使软岩洞室开挖后,初期支护系统除承受岩体的自重外,还需要承受随时间增长的变形压力。
(4)次生应力产生的围岩变形压力。
由于自重作用、构造作用、地温作用和地球自转作用形成“岩体未经人工开挖和扰动之前的天然应力状态”即初始应力。“由于地表或地下开挖、加荷或减荷引起初始应力发生改变所产生的应力,使围岩形成回弹区和松动圈而发生形变”。
3.2 设计因素
隧道变形段岩层均属于软岩地质,是天然形成的复杂的地质介质。在工程的作用下能产生显著的塑性变形和流变的工程岩体,其塑性变形量超过了工程设计的允许变形值。初支钢架的加大只能是减缓围岩变形的速率,无法减小软岩变形压力,只有提供足够的刚性支撑才能抑制围岩的变形。
3.3 施工因素
(1)封闭不及时,为软岩继续风化提供空间和时间条件。
一是洞室开挖后岩面不及时封闭,会加快岩石的风化、崩解,使之二次超挖,加大松动圈的范围,降低围岩强度;二是支护未及时封闭,主要指隧道开挖后初期支护未能在最短的时间内封闭成环,不能以环状结构体系参与受力,以充分发挥环状支护结构的承载能力。
(2)开挖工法不适应围岩的地质条件,不能从工法上控制变形。
主要表现在上下台阶及仰拱等工序施工时间长,造成后序工序滞后,不能及时封闭,以至于增加了软岩变形的空间和时间效应。
4变形控制技术
针对上述原因分析,经反复研究和现场实践,在如板岩、千枚岩等炭质软岩修建地下洞室,主要从如何提高围岩的自身的承载能力及从施工工艺、施工时机来缩短工序作业时间以减少围岩变形的时间和空间效应等方面采取相应控制措施,以有效的防止、抑制围岩和支护的变形,并取得了良好的效果。
(1)减少施工扰动,贯彻“爱护”围岩的施工理念。
在施工过程中尽量减少诱发围岩变形的不利因素,控制围岩变形发展。一是采取辅助工法,进行超前预支护,对软弱破碎围岩进行主动加固;二是采用控制爆破技术,尽量减少对围岩的扰动,同时缩短循环进尺,根据围岩控制适当的进尺长度(天池坪隧道进口控制在0.5～1 m之间),以减少由于长进尺大药量引起围岩扰动;三是破碎段,尽量采用铣挖法施工,避免爆破震动影响。
(2)开挖短进尺,初支快速封闭成环。
尽量减小单循环开挖长度,单循环开挖长度不大于1榀拱架,即不超过60 cm。以缩短单循环作业时间,减少软岩变形的空间和时间效应。开挖岩面快速封闭,每次开挖出渣后,立即进行岩面喷混凝土4～5 cm封闭,减少岩面暴露在空气的时间,减少岩石的崩解;根据软岩变形的地质原因,每个台阶开挖完毕,采用临时仰拱进行初期支护封闭成环,以形成环状支护临时或永久支护体系。临时仰拱具体设置见三台阶临时仰拱设置图(见图4)。
(3)采用径向注浆,加固松动圈。
每个循环初支完成后,立即进行边拱、顶拱(必要时进行全断面)径向注浆。具体注浆参数参考为:ϕ42梅花管,L=4 m,间距a=1.2～1.5 m,梅花型布置,具体布置见图5径向注浆布置图(见图5)。
(4)合理预留变形量,控制变形等级。
通过围岩量测手段,测出类似地层洞室开挖后围岩稳定或正常循环作业情况下二次衬砌施工前的变形量,为开挖预留变形量提供依据。变形控制等级分为两级,分别为Ⅰ级变形(拱顶下沉15 cm、水平收敛30 cm)、Ⅱ级变形(拱顶下沉25 cm、水平收敛50 cm)。当变形小于Ⅰ级变形时,正常施工;当变形达到Ⅰ级变形时,增加长锚杆、径向注浆补强;当变形达到Ⅱ级变形时,增设临时仰拱封闭,必要时增加套拱加强。
(5)提高支护系统的刚度与整体受力能力。
钢架由I20b,1榀/0.6 m,调整为H175,1榀/0.5 m;增加横向连接的刚度,在施工中采用双层连接筋或短型钢连接,同时采用双层钢筋网片等措施,增加了初期支护系统的刚度和整体受力能力。
(6)强化锁脚措施,控制软岩大变形。
国内外很多大变形隧道工程的实践表明,强化锁脚是控制软岩变形的重要手段之一。特别是针对天池坪隧道进口的薄层碳质板岩及强风化的碳质千枚岩,增加长锚杆锁脚,在控制变形继续发展上作用明显。
(7)适时施作二次衬砌,是控制大变形的关键。
按照现行《铁路隧道设计规范》要求,二次衬砌施作时机应为变形收敛速率不大于0.2 mm/d。但软岩大变形隧道,变形量大,持续时间长,收敛速率慢,远未达到规范要求的标准值。因此,确定合适的二衬施作时机对于软岩大变形隧道来说至关重要。根据现场变形监测规律分析,天池坪隧道当变形速率2～5 mm/d时构筑二次衬砌,可有效的控制软岩大变形的发展。
(8)超前导洞应力释放技术。
较高的地应力势必增大支护系统受力,而一味的提高支护刚度不仅增加施工难度,还会导致成本增加。超前导洞应力释放技术,是通过超前导洞主动卸压,使导洞在原岩应力的作用下产生流塑变形,释放部分地应力;其次是利用围岩自身的承载能力,使地应力重新分配达到新的平衡状态,使地应力得到有效的释放和控制。
5结语
通过对现场板岩、千枚岩等炭质软岩大变形的原因分析,从定性的角度入手,分析了该类软岩洞室变形的成因,从而有针对性的采取控制围岩变形的控制措施,总结出了简单、有效的施工控制方法,在类似软岩高地应力地层中修建地下洞室有借鉴意义。
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软岩大变形 篇3
关键词：高速公路隧道,软弱岩体,锚喷支护,剪切滑移理论,支护失效
锚喷支护体系自从20世纪50年代问世以来, 随同现代支护结构原理,尤其是新奥法的推广,已广泛应用于地下建筑结构的施工,已成为隧道复合式衬砌结构的重要组成部分。由于锚喷网支护作用的不确定性、多重性以及受力系统的复杂性,对于锚喷支护结构的设计与计算,目前还没有一套合理的计算模型,主要的设计方法还是以经验为主的工程类比法[1—4]。由于不同隧道地层岩性结构的复杂多样性,使得经验法设计的初期支护结构形式和参数很难与实际地质条件形成良好的匹配,由此导致支护围岩体的破坏失效,进而引发大范围的围岩失稳塌方,这在软弱围岩隧道中表现的尤为突出。
在对这种不良施工地质灾害进行处理时,也大多依靠经验判断盲目地提高初期支护的参数,但往往并不能取得满意的支护效果,造成变形破坏进一步恶化。所以,要想合理地解决目前软弱围岩隧道大变形难题,必须对其锚喷支护力学效应进行分析, 揭示锚喷支护失效的根本原因,从而有针对性地提出解决措施。
针对软弱围岩条件下锚喷支护力学效应的研究,大量学者和专家试图建立比较合适的地质力学模型,利用数值分析方法来阐述支护系统的力学机制[5—7]; 也有学者采用监控量测手段对软岩隧道支护结构进行量测,揭示其受力变形特性[8—10]。但上述方法都是将围岩和支护体视为两个独立的部分, 两者是施力和受力的关系,并未考虑与围岩的相互作用。
剪切滑移理论[11]是由奥地利人Rabcewicz提出来,1966年Rabcewicz根据试验指出当围岩压力不大时,剪切破坏才是柔性支护破坏的主要形式。通过长期对隧道破坏过程的观察,提出了隧道围岩与锚喷支护破坏的剪切锥模型。现以油坊坪隧道软弱围岩为例,运用剪切滑移理论分析隧道锚喷支护受力效应,并依此分析油坊坪隧道围岩失稳支护失效的根源,从而为类似隧道的设计施工方案优化、围岩变形控制提供理论依据。
1工程概况及锚喷支护破坏特征
1. 1工程概况
油坊坪隧道是谷( 城) —竹( 溪) 高速公路的一座小净距隧道-分离式隧道,进口段为小净距隧道, 出口端为分离式。隧道长度左线长1 092 m,右洞起止桩号为: YK41 + 105 ~ YK42 + 222,长1 117 m。隧址区属构造剥蚀侵蚀低山-低中山区,隧道轴线经过地段地面高程约420 ~ 540 m,相对切割深 度约120 m。隧址区在大地构造上位于南秦岭构造带内, 未见明显的不良地质构造现象。
1. 2工程地质条件
从地质调绘和区域资料揭示,隧道主要穿越地层为元古界武当群( Pt2w) 片岩,鳞片变晶结构,片状构造; 进出口附近坡面覆盖有第四系残坡积层。 节理裂隙较发育,片岩强度不高,属于比较典型的软岩隧道; 片岩物理力学参数如下表1所示。
现场片岩 具有典型 的片状构 造,片理产状295° < 22°; 隧道最大埋深约120 m,没有高地应力现象; 地下水类型主要为基岩裂隙水,其次为残坡积黏土层中的孔隙水。基岩裂隙水受大气降水垂直入渗补给,赋存在片岩裂隙和破碎带中,水量较贫乏, 局部地段因为裂隙发育,裂隙水补给较好。
1. 3隧道围岩失稳破坏特征
油坊坪隧道采用钻爆法,上下台阶开挖的施工方法,支护采用的是复合式衬砌结构,锚喷网组成初期支护结构。在隧道掘进中,围岩大变形、初支破坏现象时有发生。经过大量的现场观察发现,油坊坪隧道的围岩-支护体变形破坏都具有相似的特点,现以发生大规模塌方的地段( YK41 + 414-431段) 为例说明其特点; 研究段隧道锚喷支护参数( S4b型) 如下表2所示。
经过现场调查发现,破坏发生时,首先在隧洞两侧中部出现轻微裂缝,裂缝宽度为2 ~ 5 mm不等, 随着掌子面继续向前推进,裂缝逐渐加宽; 在初期支护破坏初期,随着两侧围岩收敛变形的加大,裂缝逐渐延伸到整个断面,进而发展为纵向裂缝。接着发生大规模围岩挤入式变形破坏,破坏由两侧的锚喷支护开始,侧墙向内鼓进,出现纵向张裂缝。在侧墙内挤张裂的同时,拱顶支护在拱顶部位被剪切错位。 由于顶部逐渐失去承载拱的支撑作用,顶部开始出现不可控的变形,最终导致油坊坪隧道顶部大规模的塌方。整个破坏过程是由两侧锚喷支护失效而起,最终导致顶板发生垮落。破坏过程如图1所示。
2剪切滑移破坏理论
新奥法创始人( Rabcewicz) 经多次工程实践观察和模型试验发现,圆形断面的软岩巷道,将在两侧围岩中形成楔形的塑性区,楔形体向围岩深处扩展, 荷载逐渐增大,如果支护抗力不足,围岩两侧开始塌落,继而引起顶部大规模破坏。在这种条件下,楔形体的剪切滑移破坏是其最主要的破坏模式,如图2所示。
根据Rabcewicz的剪切滑移理论,剪切破坏理论锚喷支护设计计算方法认为: 锚喷支护作为半刚性( 或称柔性) 结构,与围岩黏贴紧密,共同工作; 由喷射混凝土、钢筋网、系统锚杆等提供的承载力之和PiW应不小于围岩特性曲线的最小支护抗力Pmin:式中Pist,PiA,PiR,Pis分别为钢支撑、锚杆和岩石承载环、喷射混凝土的承载力。可通过相关计算方法确定或通过测试确定[12—14]。
按照莫尔-库伦理论,及岩体产生剪切滑动的条件,两组滑移 线方程分 别为r = r0e( θ-α) cotα,r = r0e- ( θ - α) cotα。其中: θ 为极角,范围为( α,π/2) ,α 为剪切角,r0为圆形断面的半径,r为滑移面迹线的极半径。
该曲线即为隧道侧壁岩体的滑移线方程。也是破坏楔形体的边界线。令b = 2acosα,则b表示破坏楔形体的宽度。这样就建立了围岩破坏的剪切滑移破坏模型,如图3所示。
3隧道锚喷支护力学效应分析
3. 1锚喷支护的受力计算
根据剪切锥理论,锚喷支护系统由于受力作用的复杂性,现根据各支护结构的容许抗剪强度简单的叠加来计算支护结构对围岩的容许承载力。根据油坊坪隧道塌方地段的实际情况进行计算。相关围岩参数及支护参数见表1和表2。
3. 1. 1隧道断面的等效换算
参照等效圆半径的几种求法,取大小半径之和作为其等效半径[12]。则油坊坪隧道的等效半径为
计算得,计算隧道的等效半径r0为4. 3 m。
3.1.2锚喷支护结构对围岩的承载力计算
根据相关文献[12—14]做如下求解
1求剪切角 α 与剪切滑动区域宽度b
18. 5°,b = 8. 156 m。
2喷射混凝土支护承载力Pis
喷射混凝土层厚度ds= 0. 22 m,喷射混凝土容许抗压强度sc= 20 MPa,剪切角 αs= 30°,抗剪强度取为 τs= 0. 43 sc,则计算得喷射混凝土容许抗剪强度 τs= 8. 6 MPa。则喷混凝土支护承载力PiS通过文献[12]推荐的公式计算可得Pis= 0. 928 MPa。
3计算钢拱架与钢筋网承载力Pist
对于钢拱架,钢材的剪切角 αst= 45°,钢材的容许抗拉强度为335 MPa,则钢材容许抗剪强度取 τst= 167. 5 MPa。隧道平均纵向一延米加强钢筋的截面积
对于钢筋网,计算方法一样,不同的是 τst= 117. 5 MPa,隧道平均纵向延伸一米范围内加强钢筋的截面积8. 04 × 10- 4m2,同理计算可得Pist2= 0. 032 7 MPa。
综上可得pist= pist1+ pist2= 0. 180 MPa。
4锚杆对围岩作用的径向平均压力piA
取容许抗拔力为60 k N,计算可得piA= 0. 041 7 MPa。
5岩石支撑环的承载力PiR
考虑 σ3则是由各种支护结构分别提供的, σ3= 1. 150 MPa,σ1= 12. 06 MPa。由 τR( 剪切滑面上的切应力) ,σnR( 剪切滑面上的垂直压应力) 与主应力的关系可得 τR= 3. 28 MPa,σnR= 2. 25 MPa, ( 岩石支撑环内摩擦角) 与s( 岩石支撑环内剪切滑面的长度) 的值受岩石支承环厚度W的影响,W的值可由锚杆长度l,锚杆间距t。计算可得W = 2. 587 m。利用解析法求得: = 40. 33°,s = 8. 153,最后算得岩石支承环承载力PiR为2. 008 MPa。
6锚杆的承载力PiA
综上,计算可得PAi= 0. 048 7 MPa。
7锚喷支护的总承载力PiW
锚喷支护总承载力计算公式如下
最后得出PiW= 3. 212 MPa。
3. 1. 3阻止剪切锥体向内滑动所需要的最小支护
抗力Pmin计算
先由式( 5) 求出破裂带半径极值[15]
式( 5) 中Rp,为破裂带半径极值,P为原岩应力,r0隧道等效半径,γ 为破裂圈内围岩容重。
根据勘察资料Ⅳ级围岩密度 ρ = 2. 2 g /cm3,计算区域隧道埋深约80 m,则P根据天然应力计算公式计算可得p = 1. 724 MPa。
由式( 5) 计算可得: Rp= 6. 373 m,由于最小支护抗力Pmin可根据下式计算
计算可得Pmin= 0. 045 6 MPa。
3. 1. 4锚喷支护受力分析
由上述计算可知在原设计参数条件下,锚喷支护提供的承载力为3. 212 MPa,远大于围岩剪切破坏的0. 045 6 MPa,计算结果表明在设计锚喷支护参数作用下围岩是不可能发生失稳破坏的。
由上述分析已经知道,油坊坪隧道为软岩隧道, 剪切破坏是其最主要的破坏模式,这已被Rabcewicz经多次工程实践观察和模型试验所证实; 而且现场的破坏特点也符合剪切滑移破坏特点,因此用剪切滑移理论分析油坊坪隧道的锚喷支护是符合理论依据的,理论计算的结果是可靠的。
但在现场实际条件下,本段锚喷支护仍然发生了破坏,说明原支护参数条件下,锚喷支护并未发挥理论设计上的作用和强度。在此可以从围岩、施工等方面分析围岩变形、锚喷失效的原因。
3. 2锚喷支护失效原因
理论计算结果显示锚喷支护能够提供围岩保持稳定所需抗力,但在现场实际条件下,本段锚喷支护仍然发生了破坏,说明原支护参数条件下,锚喷支护并未发挥理论设计上的作用和强度。在此可以从围岩性质、施工条件等方面分析围岩变形、锚喷失效的原因。
3. 2. 1围岩性质方面
隧道围岩为绢云母片岩,云母含量高,强度低, 片理、节理发育,围岩较为破碎,属于软岩范畴。现场观察显示与初期支护接触部位围岩风化严重,围岩基本失去承载、自稳能力。围岩黏土矿物含量高, 在地下水作用下发生崩解、软化、膨胀等现象,导致围岩力学性能下降。因此围岩参数的选取上实际的参数可能和勘察设计资料有较大的差距,例如饱和的片岩与之前内摩擦角就可以相差到4° ~ 5°,导致其支护抗力可以相差好几倍[13],并且计算的支撑力也会减小很多。其他的参数同样可能与实际有很大的差别,所以实际的锚喷支护总承载力PiW小于上面的计算值,而支护结构还需承受产生的膨胀应力, 隧道围岩的松动圈、塑性圈范围较大,最小支护抗力Pmin大于上文实际计算值,进而出现支护结构变形、 破坏现象。
3. 2. 2施工条件方面
参照油坊坪隧道现场监控量测的资料可以知道,隧道变形破坏持续时间很长,且隧道变形与施工工序的多次扰动密切相关,因此施工的影响对围岩的变形破坏影响也很大。
由于片岩独有的片理构造,在施工爆破的影响下,导致开挖后的围岩极其松散破碎,而且在掌子面爆破时,往往产生严重的超挖现象,使得洞周岩体形态很不规则,产生很大的应力集中效应,加剧了围岩的破碎,这样在锚喷支护时,围岩的支承能力大大降低,松散区岩体的范围很大,因此锚杆的支撑力与围岩的支撑力也会大打折扣。受施工扰动的影响,围岩将进一步劣化,松动圈和塑性圈范围增大,进而导致作用于初期支护上的形变压力增大,促使支护结构破坏; 若松动圈范围超过锚杆的长度,锚杆的悬吊等功能丧失,锚杆只起初步强化围岩的性能,而整个松动圈和锚杆等作为一个整体作用于支护结构上, 则很可能导致大变形和塌方的出现。此外,施工中拱架落底、锁脚没有按要求施做,超前支护以及注浆效果等没有达到设计要求,仰拱、二衬与掌子面之间的间距不合理控制等都会促使支护变形破坏。
综上得到油坊坪隧道失稳破坏的机理在于: 由于围岩本身的特点,实际锚喷支护总承载力小于计算值,而保持围岩稳定所需的最小支护抗力大于计算值; 在施工爆破震动等扰动下,围岩进一步劣化, 岩体物理力学性能进一步降低,松动圈范围进一步扩大,甚至导致锚杆主要功能丧失,而作用于支护结构的总荷载进一步增大,加上相关施工工艺并未达到要求,最终,锚喷支护各系统所提供的承载力远不及设计要求,小于阻止剪切锥体向内滑动所需要的最小支护抗力,不能维持其平衡。隧道两侧的围岩以剪切锥体的形式沿着剪切破坏滑移线向隧道洞体方向产生滑移,从而导致了锚喷支护的大变形与破坏,导致锚喷支护失效。
4结论
通过上述分析,得到如下结论。
( 1) 利用剪切滑移理论,计算表明了在理想条件下,设计支护参数条件下油坊坪隧道的锚喷支护参数是偏于保守的,支护体系本身具有的结构抗力是有安全保障的。
( 2) 隧道围岩失稳破坏的原因是由于围岩本身性质和施工等原因导致的。受施工扰动影响,松动圈进一步增大,围岩持续恶化及加大的形变围岩压力,造成隧道两侧的围岩以剪切锥体的形式沿着剪切破坏滑移线向隧道洞体方向产生滑移,进而引发大范围的顶部塌方,导致锚喷支护失效。
软岩大变形 篇4
随着公路建设的发展, 公路交通网在西部交通中起着主导作用, 隧道呈现“数量多、长大隧道多、风险隧道多”的“三多”现象。其中软弱围岩隧道占有相当大的比例。如何提高软岩隧道施工水平, 预防大变形、塌方, 充分利用围岩的自稳能力, 确保施工安全是隧道施工关键技术。公路隧道软岩大变形段小导管后注浆法施工技术就是针对特殊的围岩构造、通过径向打设小导管分阶段注浆的方法, 控制隧道围岩沉降、收敛, 抑制炭质页岩隧道产生大变形, 处理变形侵限等方面效果显著。
1 工程地质描述
某隧道穿过浅埋偏压带和F2大断层带, 岩层破碎, 稳定性差。隧道进口围岩岩性主要以中风化及强风化炭质页岩为主, 夹少量炭质板岩。炭质页岩为含大量植物化石和碳化有机质的沉积岩, 黑色软风化, 节理发育, 矿物成分主要为粘土矿物, 湿度较高。
2 施工技术特点
2.1 初衬完成后让围岩先变形在隧道周边产生松动圈, 通过监控量测根据变形量分阶段注浆。
2.2 根据监控量测数据注浆主要分为全断面注浆和局部注浆, 达到进度成本可控。
2.3 小导管注浆施工方便成本低, 注浆效果要优于大管棚和锚杆。
杜绝了管棚注浆压力过小, 施工难度较大及自进式锚杆施工时的断杆、卡钻等现象。
3 施工工艺技术原理
3.1 炭质页岩矿物成分主要为粘土矿物, 在未发生变形前围岩密实度较好, 在此阶段进行注浆施工, 浆液无法很好地与围岩形成整体, 当围岩开挖后应力重分部形成的二次应力状态, 将超过洞壁周围的岩体屈服强度, 产生较大的塑性变形, 使隧道围岩周边产生一松动圈, 通过监控量测显示, 在此阶段进行注浆使洞壁围岩形成一定强度的加固带, 在注浆小导管作用下形成较大范围的“自成拱”。
3.2 采用小导管注浆, 易于操作施工, 减少了大型机械设备对围岩的扰动, 通过提前钻孔送管的方式, 减少了采用自进式锚杆钻进难度大, 卡钻、断杆现象。
3.3 分阶段全断面及局部注浆, 由于炭质页岩的膨胀性及徐变特性, 当进行一次注浆后围岩与小导管浆液形成加固圈, 围岩变形得到抑制, 变形量减少至最初变形的30%, 但随着时间的位移变形量有增大的趋势。
根据监控量测数据适时进行二阶段注浆施工, 在此阶段完成后围岩变形大幅减少, 围岩基本趋于稳定, 二衬施做完成后承受的应力较小, 二衬混凝土未出现裂缝。由于隧道围岩局部段落存在偏压, 变形量进洞两侧不均匀, 鉴于此种状况采用分阶段局部注浆加固的方法, 达到进度及成本双控。
4 确定注浆时间
4.1 初期支护完成后及时布置测点进行监控量测, 采用断面仪、全站仪、收敛仪相结合的方式进行, 及时进行数据分析处理, 通过监控量测数据可以看出, 松动圈快速扩张主要集中在初期, 大约2周时间, 在此时间段内, 地下水对围岩峰后扩容的影响较为剧烈。
因此, 在隧道开挖初期, 围岩破坏强烈, 松动圈扩展速度快。随着时间的推移, 围岩松动圈向内迁移, 围岩破坏减弱, 松动圈扩展速度迅速降低。
由监控量测数据及理论计算相结合得出:围岩变形达到10cm~11cm时围岩松动范围在3m左右, 通过应力重分部后围岩裂隙增加、空隙率增大, 在此阶段进行注浆, 围岩、浆液、小导管固结形成整体, 监控量测数据显示最初变形量每天4cm~5cm, 一阶段注浆时与掌子面距离6~8m, 注浆与掌子面施工平行作业。当一阶段注浆完成变形后围岩变形速率降低, 采用位移计监测围岩松动圈在4m左右, 监控量测显示该阶段变形量达18cm~20cm, 在此阶段注浆完成后围岩变形基本趋于稳定, 当一阶段注浆完成后变形趋于稳定将不再进行二次注浆施工工作。
4.2 小导管加工
采用Ф42×4mm无缝钢管, 加工端头呈锥形, 长度为4m和5m的半成品, 端部1m以下梅花形打孔, 孔间距15cm。端部焊接对丝, 长度以安装止浆阀为宜。
4.3 打孔送管
4.3.1 一阶段打孔送管
通过监控量测数据分析, 进行小导管打孔施工, 一阶段纵向间距为0.5m环向间距1.0m, 打孔前由现场技术人员进行布点, 严格控制孔深及角度, 钻孔深度大于导管深度10cm~15cm, 清孔完成后及时送管, 防止出现塌孔缩孔等。
4.3.2 二阶段打孔送管
当一阶段注浆完成后监控量测显示, 变形量急剧减少变形量减少为最初变形量的30%, 当变形趋于稳定后不再进行二次注浆, 但当变形量持续数天后变形量增大, 通过地质雷达及多点位移计监测, 围岩松动圈有扩大趋势, 围岩变形量达到18cm~20cm, 在此时进行二阶段打孔, 孔间距纵向0.5m, 环向0.5m。小导管长度5m, 孔深大于导管深度10cm~15cm。
4.4 封口安装止浆阀
送管完成后进行封口作业, 封口时采用锚固剂填塞捣鼓密实, 确保注浆时由于浆液压力过大, 浆液从封口处喷出, 影响注浆质量, 封口完成后导管尾部焊对丝连接接止浆阀, 止浆阀注浆前应关闭, 防止浆液串流从管口流出, 注浆完成后止浆阀取下进行残留浆液清理, 以备二次使用减少浪费。
4.5 分阶段隔跳法注浆
一阶段打孔送管完成后进行注浆作业, 注浆前检查注浆机工作情况、注浆管路连接情况。注浆采用水泥浆液, 水灰比1:1, 注浆压力:0.5Mpa~2.0MPa, 可注性差时取大值。注浆时采用隔跳注浆, 环向先进行单号孔注浆, 再进行双号注浆, 纵向孔位跳跃式注浆。同时为确保注浆质量每孔进行多次注浆, 每孔反复注浆次数不小4~5次, 每间隔3min~4min进行一次注浆。当一阶段注浆施工完成后, 通过监控量测数据适时进行二阶段注浆施工。
4.6 注浆注意事项
4.6.1 制备水泥浆时严禁水泥块进入浆液, 放浆进入储浆桶时要用滤网过滤, 以防止堵塞注浆泵。
配置好的浆液放置在低速搅拌桶内, 防止浆液由于存放时间较长产生沉淀、离析现象。
4.6.2 注浆过程中随时检查孔口、邻孔部位有无串浆现象, 如发生串浆应立即停止注浆, 并采取措施 (如快硬性水泥或锚固剂封堵) 或采用间歇式注浆封堵串孔, 直至不再串浆再继续注浆。
4.6.3 注浆过程应派专人负责填写《注浆记录表》, 记录注浆时间、浆液量、注浆压力等数据, 观察压力表值。
注浆结束标准:采用终压及注浆量双控的方式。
5 注浆前后对比
断面注浆后对拱顶下沉和周边收敛监控量测变形曲线图分析可得, 掌子面开挖后围岩变形急剧, 短时间内拱顶下沉达到10cm。针对此现象进行了第Ⅰ阶段注浆, 注浆完成后, 围岩变形曲线斜率变平缓, 说明围岩变形已得到有效的控制。在不间断监控量测的基础上进行掌子面掘进, 当观测累计变形量达到预留变形量的70%时, 变形曲线斜率又一次变大, 说明第Ⅰ阶段注浆后形成的“自承拱”在围岩进一步应力能释放的情况下发生变形, 这时进行第Ⅱ阶段注浆, 注浆后变形曲线斜率基本接近于零, 这说明围岩变形已完全得到控制。
6 结论
公路隧道软岩大变形段小导管后注浆施工技术, 在不影响掌子面正常掘进的情况下开辟了新的工作面, 避免了因预注浆施工影响隧道的正常掘进而产生的大量窝工情况, 施工产生的振动、噪音、粉尘等公害也得到了最大限度的降低。有效地降低了施工中的安全风险, 工程建设采用技术后, 喷射混凝土表面裂纹明显减少, 隧道初期支护再未出现屈服破坏现象, 收敛变形趋于稳定后施做的二次衬砌也未出现裂缝。加快施工进度的同时, 减小由于二衬净空侵限, 造成初期支护换拱, 减少了掌子面施工与后续仰拱二衬施工的相互制约现象。同时采用小导管注浆法施工后未再出现初期支护换拱现象, 经济效益显著。
参考文献
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[4]关宝树, 赵勇.软弱围岩隧道施工技术[M].北京:人民交通出版社, 2011.
软岩大变形 篇5
近年来, 铁路隧道建设突飞猛进, 进入了高速发展阶段。目前已通车运营铁路隧道达9000余座, 总长度已超过6000公里, 居世界第一。目前在建的铁路隧道有5000余座, 总长度超过了9000公里, 其中软岩隧道占了相当大的比例, 在施工中稍有不慎, 就有可能出现塌方、变形等工程事故。
在软岩铁路隧道施工中, 有的施工单位为了节省成本, 在一些钢构支撑中偷工减料;有的型钢支护前未进行混凝土初喷封闭围岩;喷射混凝土时拱脚处采用片石回填, 导致初支背后脱空;由于施工技术不当导致钢架扭曲变形。这些都是软岩隧道施工中常见的问题, 其直接后果就是造成隧道变形或塌方, 严重的还会造成人员伤亡。所以, 研讨和改善软岩环境下隧道开挖以及支护技术, 对引导隧道建设、提升工程效率、加速工程进程、减少工程成本都有着不可替代的作用。
本文将结合软岩隧道特点, 以刚建成通车的吉衡线铁路隧道工程为例, 重点分析中隔壁法、交叉中隔墙法、双侧壁导坑法、三台阶法这四种适合软岩隧道的施工技术及监控测量方法, 旨在通过严格的施工技术控制, 预防围岩塌方、隧道变形等工程事故, 确保隧道施工安全、有序地进行下去。
1 软岩隧道施工综述
1.1 软岩的概念
通常将抗压强度小于30MPa的围岩称为软岩, 抗压强度小于5MPa的围岩成为极软岩。如土质、泥岩、页岩、砂岩、千枚岩、板岩等。
1.2 软岩隧道工程特性
(1) 软岩强度低, 隧道开挖后地应力发生重分布, 围岩易受拉或受压产生塑性区, 在隧道施工中围岩和支护易发生变形, 若施工措施不当, 很容易造成支护侵限、塌方等事故。
(2) 软弱围岩隧道安全施工的核心是“控变、防坍”, 即控制围岩和支护变形、防止塌方。
2 工程概况
吉衡线铁路为单线电气化铁路, 起于江西吉安, 止于湖南衡阳。吉衡铁路线路总长374.872公里, 设计时速160公里。吉衡线铁路的排前二号隧道总长3公里, 进口段位于既有水塘底部, 进口段设计为V级围岩, 进口段隧道地质条件不良, 存在浅埋、软岩、富水量大等问题。在这种复杂的地质环境下, 严重拖慢了隧道的整体施工进度, 不能保证吉衡线铁路正常开通运营。
在这种地质条件下对浅埋、软岩中大跨度隧道的施工工艺及其技术进行系统的探讨, 有着巨大的现实意义和经济价值。
3 施工技术方案探索
洞身围岩的状况是确定施工技术方案的参考依据, 假如单就围岩的级别来挑选施工方法, 是不合理的。应对围岩级别、岩性、初始应力、地下水、不良地质环境、洞附近围岩风化状况进行权衡, 挑选出最佳的施工办法。
3.1 中隔壁法
中隔壁法主要用于地下水含量适当、工作面平稳的V级围岩内抑或围岩碎裂带中。施工工艺图见图1。
中隔壁法的施工优势:减少单次挖掘的跨度, 能够第一时间密闭隧道, 合理控制隧道的围岩形变, 挖掘流程少、工序简易。
而中隔壁法的施工劣势是:对拆卸中曲壁时间性要求较为严格, 中曲壁以及初期支护节点的位置应力过度汇集, 稳定性不足。
3.2 交叉中隔墙法
交叉中隔墙法大部分用于地下水含量较高、工作面不很稳固的V级围岩, 抑或地下水含量很高的围岩破碎带, 施工工艺图见图2。
交叉中隔墙法的优势是:降低单次挖掘跨度, 工作面小, 有助于稳固度的提升, 能够第一时间密闭隧道, 管控隧道变形。
其劣势是:对拆卸中曲壁时间要求较严格, 中曲壁以及初期支护节点的位置应力过度汇集, 施工工艺较为繁杂。
3.3 双侧壁导坑法
双侧壁导坑法因为分割断面小, 能够保证掌子面的平稳并合理管控隧道周围的松动范畴。先进的导坑能够探索出前面的地质状况, 遇到不良地质条件时能够在挖掘前进行防治, 但是当地质条件变化时, 变更工法较为艰难。
此外, 由于挖掘断面小, 大型器械的功能发挥有限, 施工情况并不是十分理想。该类办法适用于城市地下建筑, 对地表沉降的要求严谨的工程以及地质环境较差的地段。施工中台阶法、中壁法转换较为艰难, 掘进进度不是很理想。其施工工艺图见图3。
3.4 三台阶法
3.4.1 三台阶法适用于隧道围岩强度较好、少量地下水或无地下水的Ⅳ、Ⅴ级围岩, 抑或地下水含量较低的破碎带。施工工艺简图见图4。
3.4.2 三台阶法的特征
(1) 施工空间广阔, 能够引进大型机器设施, 作业面平行动工, 动工效率理想;一些软岩地带能够运用反铲挖掘机挖掘下台阶, 降低了对围岩的扰动频率。
(2) 在地质构造繁杂变换、软硬围岩相混淆的隧道施工中, 有助于施工模式的调节, 工程进度能够保证。
(3) 适用于相异跨度与多类断面, 不需要拆卸临时支护设备, 节约成本。
(4) 爆破施工能够分为多个作业面实施, 将集中爆破转换成分散爆破, 既不会频繁扰动围岩, 又恰如其分地使用了时间空间, 还增加了爆破临空面, 减少了炸药的损耗。
(5) 混凝土仰拱超前作业, 不但有利于初期支护以及早闭合成环承载, 对隧道中的作业和运输条件也进行了改良。
(6) 全断面一次施做防水层以及浇灌混凝土衬砌, 保证了混凝土衬砌的施工进度。
(7) 不用增添特殊设施, 成本少、操控简单。
3.4.3 三台阶法要求台阶长度不大于1倍洞径, 台阶高度根据机械设备确定。目前很多单位采取长台阶工法 (远大于1倍洞径) , 造成初期支护不能及时闭合, 仰拱不能紧跟, 二次衬砌不能及时施作, 造成未施工二次衬砌段的隧道出现塌方事故。
本文采取超前小导管支护、松动爆破开挖, 人工配合机械出渣。施工工序及步长见图5。
4 施工技术要点
4.1 施工原则
浅埋、大跨、软岩隧道遵照“管超前、短进尺、强支护、早成环、勤量测、紧跟衬砌”的施工原则, 依照围岩收敛测量状况以及对初期支护的加强, 对围岩变形作出应对, 在保障安全施工的基础上实施挖掘。
(1) 管超前:采用超前预支护措施, 通常采用超前小导管, 特殊底层或特殊条件采用大管棚或水平旋喷超前支护。
(2) 严注浆:利用超前管棚进行注浆加固地层。
(3) 短开挖:采用尽量短的开挖进尺。
(4) 强支护:尽可能早的施作初期支护, 以防止围岩出现变形。
(5) 早封闭:仰拱尽早封闭, 距掌子面的距离小于30~40m。
(6) 勤量测:做好洞内、地表的监测工作, 数据异常时及时上报。
(7) 超前探:进行超前地质预报和超前地质钻探, 超前探明前方地质状况。
(8) 严治水:处理好地表水和洞内水, 采取措施防止地表水连续流入洞内, 对地下水应超前引排必要时进行降水, 洞内积水及时排放。
4.2 超前支护、初期支护的数据分析
本隧道洞口利用准89mm大管棚, 洞内采取准42mm小导管超前注浆预支护;挖掘工程是环状挖掘预留核心土法;初期支护是全环H175型钢钢架、锁脚锚杆、系统锚杆、网喷混凝土等等。技术数据见表1。
4.3 环形开挖预留核心土法技术举措
洞口采取准89mm大管棚, 洞内采取准42mm小导管超前注浆预支护。浆液水灰比是 (1:1) - (0.6:1) ;注浆压力在0.6-1.5MPa之间。
隧道洞中的地质是全风化的变质砂岩以及砾岩, 该类岩石兼备土质以及岩石的工程特征。挖掘开始时———特别是解析“冒顶”倾塌原由时得出:这种岩石本体是土质, 尺寸巨大, 节理间隙大部分充塞了灰颜色或黑颜色的软泥;注浆后由浆液裹住注浆管壁;增加注浆压力以后, 少数水泥浆液渗透进裂隙, 无法达成预计目标。
所以, 进行超前支护, 要尽可能做好超前小导管, 采取短进尺环形挖掘方法, 在小导管的棚户下进行开挖掘进, 并第一时间架设H175型钢钢架、装设锁脚锚杆、系统锚杆以及对钢筋网焊接以后复喷混凝土, 构成强支撑初期支护。
小导管的外插角通常需要管控在10-15°, 长度在3-5m之间, 搭接长度是1.5-2m。当预留核心土土体不稳固的时候, 要在梯状核心土两端肩部的位置搭设超前小导管。
5 监控测量
在软岩中进行隧道的修建, 初期支护的收敛形变大, 围岩并不稳固, 在布置二次衬砌的条件下还可能产生衬砌开裂情况。所以, 应依照软岩的性质进行监督和控制, 预判围岩与支护构造的稳固程度以及作业状况, 明确二次衬砌与挖掘掌子面间的间距, 保证初期支护以及二次衬砌的稳定性。
依照《铁路隧道喷锚构筑法技术规范》TB10108-2002的标准, 监控量测必须测量的内容是:洞内外测量、收敛量测、拱顶下沉量测以及浅埋隧道地表下沉量测。净空收敛根据围岩级别来设置, 利用收敛计量测, 拱顶和地表下沉利用水准仪量测。
因为在建隧道是软岩居多, 稳定情况不佳, 形变大, 利用小断面开挖并第一时间进行初期支护以后, 变形量依然较大。所以, 应增强初期支护的刚度以降低隧道收敛量, 提升隧道的稳固程度。
从监测状况来讲, 在建隧道初期支护利用H175型钢钢架喷射混凝土支护以后功效显著, 拱顶在临近隧道中线的位置沉降情况较为严重;在距隧道中线较远的位置中线沉降不大。地面的最大沉降地处隧道中线以及它的周围, 数值是20-25mm, 在可控范围之内。挖掘后第一时间密闭隧道底板有助于降低隧道收敛量, 围岩并未产生显著的流变变形。
6 进度控制
利用环形开挖预留核心土法进行隧道的施工, 加速大跨、软岩隧道施工进程的重要技术是加快对H175型钢的快速施工技术的研发。通过对H175型钢材料的运用, 每榀拱环形支撑钢架的装设需要8小时, 通过变更安装技术, 利用小规模器械等多类举措, 上断面环状挖掘支护每天可达到2-2.5循环, 挖掘进尺能够达到1.6-2m。
使用预留核心土法后, 从2009年6月动工, 隧道进口平均施工进度每月50.5m, 隧道出口围岩级别较好, 每月进度110m, 按两年的工期计算, 总体上完成了进度目标。
7 结束语
软弱围岩的抗压强度一般小于30MPa。开挖软岩隧道时, 如果不进行有效的超前探测, 施工措施不当, 施工中就容易出现变形、塌方等工程事故。排前二号隧道施工项目, 对施工技术的控制非常严格, 并且现场监控测量工作十分到位, 施工成本控制得当, 并且也获得了预期的社会效益和经济效益。
参考文献
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软岩大变形 篇6
夏店井田位于汝州市西北, 井田地势平坦, 为山前平原地貌。夏店矿是采用三立井联合开拓, 设计生产能力150 Mt/a的新建大型矿井, 井筒开工顺序为主井-风井-副井。
夏店矿回风井口标高+307.8 m, 设计井筒落底标高-561.5 m, 净直径6.0 m。-560 m回风石门设计长度650 m, 设计巷道净宽5.0 m, 净高4.1 m, 掘进断面19.7 m2, 净断面17.8 m2。支护形式采用高强锚杆+锚网喷 (喷厚150 mm) , 锚杆选用φ20×2 200 mm高强树脂锚杆, φ8 mm碟形托盘, 锚杆间排距800 mm×800 mm, 药卷采用Z2335树脂药卷, 3卷/根。金属网采用φ6 mm冷拔钢筋, 网孔为80 mm×80 mm, 搭接100 mm, 全断面挂网。水沟净规格为300 mm×300 mm, 支护厚度为100 mm。
2 问题提出
在井筒施工过程中, 在-490.0~-570.5 m (含井底水窝9 m) 的围岩大部分是砂质泥岩, 中间局部有多层砂岩条带, 厚度不超过1.5 m, 局部碳化程度高, 裂隙发育, 无节理, 属于典型的松软破碎岩层。井筒落底后, 向东、西回风井分别施工25 m。为了加快整个二期工程的进度, 满足巷道多头施工所需的风量、提矸、排水等要求, 停止掘进对整个井筒进行治水和临时改装。井筒壁后注浆, 注浆工期60 d, 井筒涌水水量减少25 m3/h。临时改装工期45 d。由于-560 m回风巷道布置在井筒的深部, 超厚软岩体下, 在东、西回风石门锚网喷巷道内顶板、帮部各安设3组顶板离层观测仪, 日常做好观测记录。经过105 d, 巷道顶、腮部出现网兜、喷层开裂现象, 其中一处巷道断面缩小3.6 m2, 巷道变形如图1所示。未及时采取有效的增强支护措施, 按原支护设计掘进15 m, 巷道岩性如图2所示。发现已施工的巷道出现几处有淋水, 有潮湿面、顶板浆皮下掉, 锚网外漏, 停止掘进。在巷道维修时发生了顶板局部冒顶事故, 冒漏高度2.7 m, 最大冒漏截面积4.5 m2。
3 深部高应力巷道破坏机理分析
岩石开挖前, 原岩体处于原始平衡状态。随着岩体工程的开挖, 在岩体中形成人为空间, 打破了原岩应力的分布状态, 在开挖工程周围形成了次生应力场, 并产生应力集中。当集中应力超过围岩强度时, 巷道周边围岩发生破坏, 失去抵抗强度, 使应力集中向深部发展, 进一步破坏深部围岩, 直至达到新的应力平衡状态。
(1) 构造应力随深度的递增, 强烈度更大。巷道掘进后, 深部构造应力使围岩迅速挤出, 一般巷道支护采用护帮、护顶的顶帮支护形式, 底板成为地压应力释放的弱面, 应力释放过程中集中应力不断向底板方向转移, 造成严重的巷道底鼓变形。
(2) 由于上覆岩层压力大, 软岩由于强度低和遇水自身膨胀, 巷道刚掘出后快速崩解和在巷道周围整体流变, 直接对巷道支护带来强烈破坏。
4 支护形式重新优化
根据已掘进的回风石门巷道, 经过105 d的使用, 对巷道顶板的下沉和两帮的收敛量的统计分析, 巷道采取高强锚杆+锚网喷支护已经不能满足矿井的使用要求, 须进行巷道支护优化: (1) 采用φ20×2 400 mm高强树脂锚杆, φ8 mm碟形托盘, 间排距800 mm×800 mm;药卷采用Z2335树脂药卷, 3卷/根, 初喷厚度50 mm;锚索规格为φ17.8×8 000 mm钢绞线, 每排5根, 间排距2 400×1 000 mm, 锚索托盘用φ300 mm厚40 mm专用托盘;金属网采用φ6 mm冷拨钢筋, 网孔为80 mm×80 mm;U36金属支架支护参数及材料消耗如图3及表1所示。金属支架后铺设φ6 mm钢笆网, 后喷浆封闭, 喷厚260 mm。喷砼强度等级C20, 铺底砼强度等级为C15。 (2) 拉杆安装位置:棚梁各搭接处往上100 m一道, 棚腿巷道底板往上1 200 mm各一道。 (3) 底盘:在架腿下端增设250 mm×250 mm厚12 mm的钢板。
5 实施方案
对已经变形和冒顶区域的巷道进行架设金属支架处理, 吸取施工中的教训, 正常掘进时对巷道支护施工工序进行优化: (1) 原来的巷道掘进断面尺寸为宽5 300 mm、高4 250 mm, 根据顶板离层观测数据, 对巷道顶板的下沉和两帮的收敛量的统计计算, 巷道断面尺寸变更为宽5 800 mm、高4 500 mm, 留足巷道受高应力、超厚软岩体自身膨胀初次来压的变形量。 (2) 锚索支护不得滞后迎头掘进面10 m。掘进时锚杆+锚网初喷支护紧跟迎头距离不超过控顶距, 在巷道开挖初期只应安装锚杆, 通过锚杆的加固作用, 锚岩支护体具有一定的承载能力, 允许围岩发生一定变形, 释放围岩变形量, 随着围岩变形量增大, 锚岩支护体的承载能力和自稳性降低, 当锚岩支护体的自稳性达到极限之前, 应立即施工锚索, 二者的协调互补作用大大增强了整体支护性能。 (3) 架设金属支架不得滞后迎头掘进面35 m。锚索网喷后, 巷道经过15 d再一次压力释放, 应力重新分布趋近平衡状态, 软岩自身膨胀趋于稳定, 再进行36 U型可缩性金属支架架设, 对架设的金属支架进行全封闭的喷浆灌注混凝土。
6 规范质量安全施工
(1) 严格控制好锚杆、索直径、钻孔直径、药卷直径的施工, “三径”合理匹配, 锚杆、索孔径与锚杆、索杆体直径差应保持在5~12 mm之间, 才能确保锚杆、索安装预紧力符合设计要求。
(2) 安装锚杆锚索前, 要把眼内的岩屑清理干净, 将锚固剂药卷用锚杆、钢绞线轻轻地送入眼底, 然后用风锚头旋转缓慢向里推进, 让锚固剂充分搅拌均匀。
(3) 安设锚杆托盘要紧贴网, 网要紧贴岩面, 螺母要求用锚杆机风马达转不动时再用人工扳手拧4圈, 及时初喷封闭。
(4) 采用全断面掘进, 分上、下部两次爆破, 两掘一喷, 掘支单行作业。严格按照巷道进尺爆破图表布置炮眼, 控制装药量, 实行炮孔痕迹率加价办法提高光爆质量, 巷道超挖控制在250 mm之内, 欠挖控制在50 mm之内, 减少爆破对围岩破坏。
(5) U形金属支架架设要贴帮贴顶, 每节搭接处要严实合缝, 卡缆螺母拧紧力矩要符合要求, 棚间的拉杆连接要牢靠, 对于钢棚与巷壁贴不实处必须用混凝土灌注, 喷浆全封闭。
7 结论
(1) 优化后的锚网喷+锚索+36 U金属支架+喷浆支护新技术, 在夏店矿回风石门岩巷实施后, 对巷道进行10个月的应用和观测数据统计, 两帮最大收敛量55 mm, 只达到设计断面的1.1%, 顶板下沉30 mm, 底鼓60 mm, 分别达到设计的0.73%和1.5%, 达到了预期支护效果。
(2) 通过实测巷道受压变形数据分析和计算, 优化增大巷道的掘进断面尺寸, 留足巷道受高应力、超厚软岩体自身膨胀的变形量, 可以确保巷道合格验收断面尺寸。
(3) 施工中要控制岩爆药量、匹配好锚杆锚索的“三径”、严把安装预紧力, 可以从根本上改善巷道矿压显现。