高地應(yīng)力軟巖隧道大變形控制技術(shù)

高地應(yīng)力軟巖隧道大變形控制技術(shù)第一章烏鞘嶺隧道簡況

烏鞘嶺隧道設(shè)計為兩座平行的單線隧道，兩線間距40m，隧道長20.05km，基本為直線隧道；隧道洞身最大埋深1100m左右。右線隧道總工期2.5年。隧道所經(jīng)地層巖性復(fù)雜，分布主要受區(qū)域斷裂構(gòu)造控制。主要有第四系、第三系、白堊系、三疊系、志留系、奧陶系等，并伴有加里東晚期的侵入。

隧道襯砌結(jié)構(gòu)采用復(fù)合式襯砌，在本隧道最大的F7活動性斷層地段(寬度800m)，考慮斷層活動性及巖體十分破碎，按圓形結(jié)構(gòu)斷面(圖1-1)進行設(shè)計；圖1-1F7斷層圓形斷面

其他地段根據(jù)圍巖性質(zhì)隧道采用橢圓形斷面(圖1-2)。圖1-2橢圓形斷面

隧道輔助坑道設(shè)計按工期為2.5年考慮，設(shè)置有13座斜井和1座豎井的施工方案，在施工中又結(jié)合施組安排，又增加一座豎井(主要用于通風(fēng))和一座橫洞，在2004年4月F7斷層，又增設(shè)左、右線迂回導(dǎo)坑。

隧道最大埋深約1100m，在嶺脊約7km范圍分布由四條區(qū)域性大斷層組成的寬大“擠壓構(gòu)造帶”，地應(yīng)力情況十分復(fù)雜。在嶺脊地段埋深較大，巖性復(fù)雜，巖質(zhì)相對較軟。隧道施工中，在四條區(qū)域大斷裂范圍內(nèi)的輔助坑道和正洞，特別在F4和F7斷層及影響帶、志留系板巖夾千枚巖地層，圍巖破碎，洞室自穩(wěn)能力極差，均發(fā)生過較為嚴(yán)重的變形。第二章

大變形機理

是指強度低、孔隙度大、膠結(jié)程度差、受構(gòu)造面切割及風(fēng)化影響顯著的裂隙巖體或含有大量膨脹性粘土礦物的松、散、軟、弱巖層，單軸抗壓強度小于25MPa的巖石。2.1高地應(yīng)力、軟巖的概念(1)軟巖

高地應(yīng)力是一個相對的概念，它是相對于圍巖強度(Rb)而言的。也就是說，當(dāng)圍巖內(nèi)部的最大地應(yīng)力σmax與圍巖強度的比值Rb/σmax達到某一水平時，才能稱為高地應(yīng)力或極高應(yīng)力，即：(2)高地應(yīng)力圍巖強度應(yīng)力比=(2-1)

各類圍巖在正常施工條件下都會產(chǎn)生一定的變形，隧道施工規(guī)范、新奧法指南及襯砌標(biāo)準(zhǔn)設(shè)計等對各類圍巖及各種支護結(jié)構(gòu)都規(guī)定有不同的預(yù)留變形量以容納這些變形。2.2隧道大變形的概念

圍巖變形量超過正常規(guī)定(20cm)的2倍(即＞40cm)時，可把圍巖變形視為大變形。(a)膨脹巖的作用(1)大變形的成因

具有膨脹巖的圍巖在一定條件下體積膨脹，如粘土類礦物、蒙脫石、高嶺土、伊利石、綠泥石等吸水后體積可膨脹10%~20%。硬石膏遇水體積可增大60%，芒硝遇水體積增加135%。有的膨脹力可達25~45kPa。圍巖膨脹使隧道周邊產(chǎn)生大變形。(b)高地應(yīng)力作用下的軟巖隧道擠壓變形

研究表明，當(dāng)強度應(yīng)力比小于0.3~0.5時，即能產(chǎn)生比正常隧道開挖大一倍以上的變形。此時洞周將出現(xiàn)大范圍的塑性區(qū)，隨著開挖引起圍巖質(zhì)點的移動，加上塑性區(qū)的“剪脹”作用，洞周將產(chǎn)生很大位移。圓形隧道彈塑性解析解也表明，當(dāng)強度應(yīng)力比小于2時洞周將產(chǎn)生塑性區(qū)，強度應(yīng)力比越小則塑性區(qū)越大。高地應(yīng)力是大變形的一個重要原因。這又稱為高地應(yīng)力的擠壓作用。國外幾幾座典典型的的大變變形隧隧道如如奧地地利的的陶恩恩隧道道(長6400m，強度度應(yīng)力力比0.05~0.06)，奧地地利的的阿爾爾貝格格隧道道(長3980m，強度度應(yīng)力力比0.1~0.2)，日本本的惠惠那山山隧道道II號線(長8635m，強度度應(yīng)力力比0.1~0.33)。我國國南昆昆線著著名的的家竹竹箐隧隧道(長4990m，強度度應(yīng)力力比0.1~0.2)都屬于于高地地應(yīng)力力擠壓壓性大大變形形。(c)局部水水壓及及氣壓壓力的的作用用當(dāng)支護護和襯襯砌封封閉較較好，，周邊邊局部部地下下水升升高或或有地地下氣氣體(瓦斯等等)作用時時，支支護也也會前前半生生大變變形。。但隨隨著支支護開開裂，，水或或氣溢溢出，，壓力力減小小，變變形也也就停停止，，這種種現(xiàn)象象并不不多見見。①純剪切切破壞壞(3)圍巖破破壞形形式②彎曲破破壞③剪切或或滑動動破壞壞

圖2-1擠出巖體中隧道破壞類型(a)純剪切破壞(b)彎曲破壞(c)剪切或滑動破壞

最大變變形可可達數(shù)數(shù)10cm至100cm以上。。家竹竹箐隧隧道初初期支支護周周邊位位移曾曾達210cm，一般般80~100cm，拱頂頂下沉沉60~80cm，隧道道隆起起80cm。堡子子梁隧隧道排排架下下沉120cm，邊墻墻向下下擠進進30~40cm。關(guān)角角隧道道底鼓鼓約100cm，邊墻墻向內(nèi)內(nèi)擠很很大。。烏鞘鞘嶺隧隧道嶺嶺脊段段最大大水平平收斂斂達1209mm，最大大拱頂頂下沉沉367mm。平均均累計計變形形按F4、志留留系板板巖夾夾千枚枚巖、、F7幾區(qū)段段分別別為90~120mm、200~400mm、150~550mm。2.3大變形形的基基本特特征(1)變形量量大家竹箐箐隧道道初期期支護護變形形速度度達3~4cm/d。奧地地利的的陶恩恩隧道道最大大變形形速度度高達達20cm/d，一般般也達達5~10cm/d。烏鞘鞘嶺隧隧道嶺嶺脊段段變形形量測測開始始階段段變形形速率率最高高達167mm/d，最大大變形形速率率按F4、F5、志留留系板板巖夾夾千枚枚巖、、F7幾區(qū)段段分別別可達達73mm/d、143mm/d、165mm/d、167mm/d。(2)變形速速度高高由于軟軟弱圍圍巖具具有較較高的的流變變性質(zhì)質(zhì)和低低強度度，開開挖后后應(yīng)力力重分分布的的持續(xù)續(xù)時間間長。。變形形的收收斂持持續(xù)時時間也也較長長。短短者數(shù)數(shù)十天天，長長者數(shù)數(shù)百天天，一一般也也需百百多天天。家家竹箐箐隧道道收斂斂時間間在百百天以以上。。日本本惠那那山隧隧道時時間大大于300天，阿阿爾貝貝格隧隧道收收斂時時間為為100~150d。烏鞘鞘嶺隧隧道大大變形形區(qū)段段變形形持續(xù)續(xù)時間間達120d，一般般要40~50d。(3)變形持持續(xù)時時間長長噴層開開裂、、剝落落；型型鋼拱拱架或或格柵柵發(fā)生生扭曲曲；底底部隆隆起；；支護護侵限限；襯襯砌嚴(yán)嚴(yán)重開開裂等等。(4)支護破破壞形形式多多樣高地應(yīng)應(yīng)力使使坑道道周邊邊圍巖巖的塑塑性區(qū)區(qū)增加加，破破壞范范圍增增大。。特別別是支支護不不及時時或結(jié)結(jié)構(gòu)剛剛度、、強度度不當(dāng)當(dāng)時圍圍巖破破壞范范圍可可達5倍洞徑徑。(5)圍巖破破壞范范圍大大以圓形形巷道道在λ＝1.0，σv=σH時的情情況進進行分分析，，由彈彈性力力學(xué)可可知，，如果果處于于彈性性階段段，則則圍巖巖中任任一點點的應(yīng)應(yīng)力σr、σθ可用下下式表表示:2.4大變形形機理理2.4.1洞室周周邊產(chǎn)產(chǎn)生塑塑性區(qū)區(qū)的條條件(2-24)以r=R0代入(2-24)式，可可得：：所以當(dāng)當(dāng)Rb/σv<2時，洞洞室周周邊將將產(chǎn)生生塑性性變形形。根據(jù)圓圓形均均質(zhì)地地層塑塑性區(qū)區(qū)半徑徑的理理論公公式：：2.4.2塑性區(qū)區(qū)的影影響因因素分分析(2-25)由上式式可知知，當(dāng)當(dāng)?shù)貞?yīng)應(yīng)力P0增大時時，塑塑性半半徑Rp也增大大；當(dāng)當(dāng)圍巖巖抗壓壓強度度Rb=2ccosφ/(1-sinφ)減小時時，塑塑性區(qū)區(qū)半徑徑也將將增大大。圖2-6為烏鞘鞘嶺隧隧道分分區(qū)段段塑性性區(qū)半半徑與與圍巖巖抗壓壓強度度及強強度應(yīng)應(yīng)力比比的關(guān)關(guān)系，，塑性性區(qū)半半徑隨隨圍巖巖強度度及強強度應(yīng)應(yīng)力比比的增增加而而減小小。(1)圍巖抗抗壓強強度Rb及強度度應(yīng)力力比Rb/σvRb/MPa強度應(yīng)力比051015202500.51.01.52.00510152025F7斷層區(qū)段30Rp/m圖2-6塑性區(qū)半徑與抗壓強度及強度應(yīng)力比的關(guān)系圖2-7為烏鞘鞘嶺隧隧道分分區(qū)段段塑性性區(qū)半半徑與與地應(yīng)應(yīng)力的的關(guān)系系，隨隨地應(yīng)應(yīng)力的的增加加，塑塑性區(qū)區(qū)半徑徑不斷斷增加加。(2)地應(yīng)力力P0圖2-7分區(qū)段塑性與地應(yīng)力的關(guān)系圖2-8F7斷層區(qū)段不同側(cè)壓力系數(shù)的塑性區(qū)形狀(a)λ=0.75(b)λ=1.0(c)λ=1.5根據(jù)圓圓形均均質(zhì)地地層洞洞壁位位移的的理論論公式式：2.4.3塑性半半徑與與洞壁壁位移移的關(guān)關(guān)系(2-26)圖2-9為烏鞘鞘嶺隧隧道分分區(qū)段段洞壁壁位移移與塑塑性區(qū)區(qū)半徑徑的關(guān)關(guān)系，，拱頂頂下沉沉與墻墻腰水水平位位移均均與塑塑性區(qū)區(qū)半徑徑平方方基本本成線線性關(guān)關(guān)系。。圖2-9洞壁位移與塑性區(qū)半徑關(guān)系當(dāng)僅考考慮自自重應(yīng)應(yīng)力場場時，，隧道道埋深深與地地應(yīng)力力成正正比。。圖2-11為各區(qū)區(qū)段洞洞壁位位移與與埋深深的關(guān)關(guān)系，，洞壁壁位(1)埋深2.4.4洞壁位移的影影響因素圖2-11F7洞壁位移隨埋深的變化規(guī)律移隨埋深增加加而增大，F(xiàn)7區(qū)段圓型隧道道拱頂位移大大于墻腰，其其它區(qū)段馬蹄蹄型墻腰水平平位移大于拱拱頂下沉。圖2-18分別為烏鞘嶺嶺隧道分區(qū)段段拱頂下沉及及墻腰水平位位移與強度應(yīng)應(yīng)力比的關(guān)系系曲線。(2)強度應(yīng)力比圖2-18F7洞壁位移隨強度應(yīng)力比的變化規(guī)律2.5烏鞘嶺隧道大大變形規(guī)律2.5.1實測位移規(guī)律律(1)變形沿隧道縱縱向分布圖2-19F4斷層區(qū)段右線隧道變形沿隧道縱向分布YDK170+250+500+750YDK171+000F4斷層+290+440+640+740主帶影響帶影響帶里程YDK174+500YDK175+000+500+900變形/mm斜井開口YDK175+330板巖占50%~80%千枚巖占60%~85%蘭州方向武威方向里程圖2-20志留系板巖夾千枚巖區(qū)段右線隧道變形沿隧道縱向分布F7斷層YDK176+800+200+400+600+800YDK177+000變形/mm影響帶主帶影響帶里程圖2-21F7斷層區(qū)段右線隧道變形沿隧道縱向分布(2)分區(qū)段最大變變形速率與累累計變形量統(tǒng)統(tǒng)計(3)最大變形速率率與累計變形形的關(guān)系在隧道工程監(jiān)監(jiān)控量測中，，除累計變形形外，變形速速率是另外一一個進行圍巖巖穩(wěn)定性評價價的重要判別別指標(biāo)。研究究最大變形速速率與累計變變形的關(guān)系也也是在施工初初期階段進行行最終變形預(yù)預(yù)測的方法之之一。圖2-23最大變形速率與累計變形的關(guān)系最大變形速率/mm2.5.2計算位移規(guī)律律(1)深部位移變化化規(guī)律圖2-25為烏鞘嶺隧道道F7區(qū)段洞室周邊邊深部位移變變化規(guī)律。。圖2-25F7斷層圍巖深部位移變化規(guī)律洞周位移最大大，隨著圍巖巖深度的增加加，位移逐漸漸減少。由于于地應(yīng)力水平平較高，圍巖巖強度較低，，大變形的圍圍巖深度較大大，基本上可可達洞周10.0m左右。(2)深部相對位移移與洞室失穩(wěn)穩(wěn)形式圖2-27為烏鞘嶺隧道道各區(qū)段圍巖巖深部位相對對位移的分布布規(guī)律。F7水平深部位移F7拱頂豎向深部位移圖2-27各區(qū)段圍巖深部位移相對變化量隨深度變化規(guī)律相對位移/%相對位移/%從圖2-27看出，圍巖內(nèi)內(nèi)部位移和深深部相鄰兩點點相對位移沿沿深度變化曲曲線存在明顯顯的拐點，說說明圍巖深部部位移沿深度度分布有突變變發(fā)生。因此此通過曲線拐拐點的分布規(guī)規(guī)律可以判斷斷出洞室周邊邊圍巖潛在的的破壞范圍。。表2-11為圍巖深部位位移相對變化化量沿深度曲曲線拐點位置置、塑性區(qū)范范圍和剪應(yīng)力力最大等值線線范圍統(tǒng)計。。表2-11曲線拐點位置置、塑性區(qū)邊邊緣和剪應(yīng)力力最大等值線線位置距洞周周距離/m區(qū)段曲線拐點最大塑性區(qū)范圍剪應(yīng)力最大等值線范圍F4豎向—6.5—水平15.517.515.5F7豎向10.816.510.8水平10.817.010.8志留系板巖夾千枚巖豎向—8.3—水平18.122.318.1第三章大大變形分級標(biāo)標(biāo)準(zhǔn)大變形是相對對正常變形而而言的。鐵路路隧道設(shè)計規(guī)規(guī)范、公路隧隧道設(shè)計規(guī)范范、新奧法指指南及襯砌標(biāo)標(biāo)準(zhǔn)設(shè)計等根根據(jù)多年經(jīng)驗驗及統(tǒng)計，對對各類圍巖及及各種支護結(jié)結(jié)構(gòu)都制訂有有不同的預(yù)留留變形量(表3-1)以容納這些正正常變形。3.1國內(nèi)外現(xiàn)狀表3-1預(yù)留變形量(mm)規(guī)范或標(biāo)準(zhǔn)名稱圍巖級別鐵路單線(公路雙車道)鐵路雙線(公路三車道)IIIIVVVIIIIIVVVI鐵路隧道設(shè)計規(guī)范TB10003-200110~3030~5050~7070~10030~5050~7070~100設(shè)計確定鐵路隧道設(shè)計規(guī)范TB10003-200510~3030~5050~80設(shè)計確定30~5050~8080~120設(shè)計確定公路隧道設(shè)計規(guī)范JTGD70-200420~5050~8080~120現(xiàn)場量測確定50~8080~120120~150現(xiàn)場量測確定新奧法指南—30~5050~70——50~7070~100—日本新奧法指南—25~7575~150＞150(膨脹巖)—50~150150~300＞300(膨脹巖)標(biāo)準(zhǔn)設(shè)計(專隧0014)204080120————標(biāo)準(zhǔn)設(shè)計(專隧0034)————50~100100~150150~200—(1)鐵二院喻渝[1]從預(yù)留變形量量出發(fā)，取上上述正常值的的2倍作為大變形形的下限，即即：隧道施工工時，如果初初期支護發(fā)生生了大于25cm(單線隧道)和50cm(雙線隧道)的位移，則認(rèn)認(rèn)為發(fā)生了大大變形。(2)鐵二局表3-2鐵路隧道大變變形的變形量量劃分表單線隧道(cm)25～5050～70＞70雙線隧道(cm)40～7070～100＞100大變形的等級ⅠⅡⅢ(3)重慶交通學(xué)院院表3-6公路隧道圍巖巖大變形分級級方案級別主要特征一般估判變形量(mm)相對變形量(%)一級開挖后即有較大的圍巖位移，且持續(xù)時間較長，噴層出現(xiàn)裂縫，施設(shè)初期支護力度不夠15～301.5～3二級圍巖延續(xù)位移較為顯著，變形速度較大，噴層開裂現(xiàn)象較為明顯，洞底有隆起現(xiàn)象，支護變形的程度及范圍逐漸擴大30～503～5三級圍巖變形顯著，洞底明顯隆起，噴層大多裂開剝落，并與鋼架脫離，鋼架等嚴(yán)重變形撓曲，支護變形的程度和范圍進一步擴大＞50＞5(4)張祉道表3-7大變形等級之之現(xiàn)場判定大變形等級Ua/a(%)雙車道公路隧道單線鐵路隧道初期支護破壞現(xiàn)象輕度3～620～3515~25噴混凝土層龜裂，鋼架局部與噴層脫離中等6～1035～6025~45噴混凝土層嚴(yán)重開裂，掉塊，局部鋼架變形，錨桿墊板凹陷嚴(yán)重>10>60>45現(xiàn)象同上，但大面積發(fā)生，且產(chǎn)生錨桿拉斷及鋼架變形扭曲現(xiàn)象綜合以往的各各種大變形分分級的標(biāo)準(zhǔn)及及方法，并考考慮烏鞘嶺隧隧道的具體特特點，采用綜綜合指標(biāo)判定定法確定大變變形分極標(biāo)準(zhǔn)準(zhǔn)。3.2烏鞘嶺隧道大大變形分級標(biāo)標(biāo)準(zhǔn)(1)位移量u《鐵路隧道設(shè)計計規(guī)范》，對于單線鐵鐵路隧道VI級圍巖預(yù)留變變形量上限為為100mm(2005年規(guī)范VI級圍巖預(yù)留變變形量由設(shè)計計確定)，考慮到烏鞘鞘嶺隧道大變變形區(qū)段為V級圍巖，且洞洞徑大于一般般的單線隧道道。確定三級劃分分標(biāo)準(zhǔn)如表3-9所示。表3-9按位移量的變變形等級劃分分表大變形的等級ⅠⅡⅢ相對位移(%)3～55～8＞8(2)強度應(yīng)力比Rb/σv強度應(yīng)力比大大小是隧道產(chǎn)產(chǎn)生大變形的的最直接因素素，可以不考考慮的影響，，得表3-10所示分級標(biāo)準(zhǔn)準(zhǔn)。表3-10按強度應(yīng)力比比的變形等級級劃分表大變形的等級ⅠⅡⅢ強度應(yīng)力比0.5～0.250.25～0.15＜0.15(3)原始地應(yīng)力σv對于擠壓性圍圍巖其抗壓強強度一般小于于4.0MPa，如取Rb范圍1.0~4.0MPa，[Rb/σv]λ＝0.75=0.4，則σv范圍2.5~10MPa。結(jié)合工程實實例，得表3-11。表3-11按原始地應(yīng)力的的變形等級劃分分表大變形的等級ⅠⅡⅢ原始地應(yīng)力(MPa)5~1010~15＞15(4)彈性模量E彈性模量也是影影響洞壁位移的的重要因素，在在其他條件不變變時，彈性模量量減小1倍，洞壁位移基基本增大1倍。結(jié)合前述工工程實例，得表表3-12。表3-12按彈性模量的變變形等級劃分表表大變形的等級ⅠⅡⅢ彈性模量(MPa)2000~15001500~1000＜1000(5)綜合系數(shù)α考慮抗壓強度、、地應(yīng)力、彈性性模量及側(cè)壓力力系數(shù)多個因素素，定義并結(jié)合工程實例例及上述分析，，得表3-13。表3-13按綜合系數(shù)的變變形等級劃分表表大變形的等級ⅠⅡⅢα60~3030~15＜15(6)綜合指標(biāo)判定法法表3-14變形等級劃分的的綜合指標(biāo)判定定法大變形的等級ⅠⅡⅢ相對變形(%)3~55~8＞8強度應(yīng)力比0.5~0.250.25~0.15＜0.15原始地應(yīng)力(MPa)5~1010~15＞15彈性模量(MPa)2000~15001500~1000＜1000綜合系數(shù)α60~3030~15＜15圍巖及支護特征開挖后洞壁圍巖位移較大，持續(xù)時間較長；一般支護開裂或破損較嚴(yán)重開挖后圍巖位移大，持續(xù)時間長；一般支護開裂或破損嚴(yán)重開挖后圍巖位移很大，持續(xù)時間很長；一般支護開裂或破損很嚴(yán)重3.3不同大變形等級級的防治措施表3-15不同大變形等級級的防治措施措施內(nèi)容大變形的等級ⅠⅡⅢ設(shè)計改善洞室形狀—采用采用初期支護錨桿、鋼架、網(wǎng)、噴聯(lián)合支護采用采用采用噴砼中摻鋼纖維—采用采用補強長錨桿—采用采用H型鋼——采用預(yù)留變形量(mm)150~250250~350350~400多重、分次支護采用采用采用二次襯砌鋼筋混凝土采用采用采用施工分步開挖、多重、分次支護采用采用采用加強監(jiān)控量測采用采用采用弱爆破、短臺階、早封閉采用采用采用循環(huán)進尺(m)2~2.51~20.5~1第四章圍巖巖的物理力學(xué)參參數(shù)試驗與確定定采用取樣室內(nèi)試試驗與現(xiàn)場原位位測試相結(jié)合的的方法，對F7斷層破碎帶及志志留系板巖夾千千枚巖物理力學(xué)學(xué)參數(shù)進行了綜綜合測試。4.1取樣室內(nèi)試驗與與現(xiàn)場原位測試試采用水壓致裂法法進行地應(yīng)力測測試，并取樣進進行巖石的物理理力學(xué)試驗。4.2地應(yīng)力測試4.3圍巖參數(shù)的位移移反演分別采用位移聯(lián)聯(lián)圖反分析法、、典型類比分析析法和有限元位位移正反分析法法不同的反分析析法。4.4圍巖物理力學(xué)參參數(shù)的綜合分析析第五章現(xiàn)場場試驗(F7斷層)對F7斷層區(qū)段9個量測斷面的實實測壓力數(shù)據(jù)進進行分析計算估估算側(cè)壓力系數(shù)數(shù)。具體數(shù)據(jù)如如表5-1所示。1.側(cè)壓力系數(shù)估算算表5-1F7斷層實測壓力估估算側(cè)壓力系數(shù)數(shù)結(jié)果匯總項目初支二襯斷面位置左迂+210左迂+290左迂+435左隧+340左隧+568右隧+345左隧+340左隧+568左隧+580右隧+345右隧+485右隧+525側(cè)壓力系數(shù)0.6101.4911.2330.5930.2690.9111.4580.7784.3891.3261.4772.414平均值0.7271.636左線隧道平均0.813；右線隧道平均1.380；左線迂回導(dǎo)坑平均0.930總平均0.995同樣根據(jù)現(xiàn)階段段F7斷層帶的9個量測斷面的壓壓力實測數(shù)據(jù)進進行分析計算，，得出結(jié)果匯總總?cè)绫?-2所示。2.二襯分擔(dān)壓力比比例估算拱部邊墻平均41.893.962.2表5-2F7斷層帶實測壓力力估算二襯分但但壓力比例結(jié)果果匯總26.6%70.6%28.3%100%100%100%100%47.3%31.5%初期支護圖5-1F7斷層區(qū)段二襯分擔(dān)壓力比例橫斷面分布示意圖左、右線隧道變變形量測值沿隧隧道縱向分布如如圖5-2所示。其中左線線隧道反映了初初期支護拆換后后位移對比情況況。3.變形量測值沿隧隧道縱向分布圖5-2F7斷層區(qū)段左線隧道變形量測值沿隧道縱向分布4.根據(jù)F7斷層的變形和地地質(zhì)情況，進行行了大量斷面形形式、斷面凈空空、支護形式和和支護參數(shù)優(yōu)化化，分別采用了了圓型、橢圓型型、馬蹄型的不不同斷面形式，，一次大剛度支支護及分層多次次支護，一次二二襯及分層兩次次二襯等支護、、襯砌形式，經(jīng)經(jīng)施工實踐證明明正洞隧道以圓圓形斷面形式為為最好；適當(dāng)加加強第一次支護護剛度，留有支支護補強空間。。5.迂回導(dǎo)坑中的支支護形式和參數(shù)數(shù)可滿足施工安安全與穩(wěn)定；由由迂回導(dǎo)坑施工工方法、工藝研研究得出的結(jié)論論適用F7斷層正洞施工；；迂回導(dǎo)坑的試試驗與施工實踐踐，為大斷面正正洞施工提供了了直接的、重要要的指導(dǎo)和依據(jù)據(jù)。6.F7右線隧道：按設(shè)設(shè)計斷面進行結(jié)結(jié)構(gòu)正反檢算，，襯砌結(jié)構(gòu)安全全度滿足規(guī)范要要求，但考慮由由于應(yīng)急處理本本段部分地段襯襯砌厚度不足，，并根據(jù)現(xiàn)場的的監(jiān)測及開裂情情況，擬對已開開裂段進行補強強處理，方案如如圖5-3所示。圖5-3襯砌補強設(shè)計方方案7.對左右線隧道及及其迂回導(dǎo)坑的的群洞效應(yīng)研究究表明，雖然群群洞施工相互影影響，群洞效應(yīng)應(yīng)存在，但是影影響程度不大，，不至于引起相相鄰洞室中間巖巖柱的失穩(wěn)破壞壞，四條隧道整整體是穩(wěn)定的，，而且后續(xù)開挖挖對于已完工隧隧道襯砌內(nèi)力的的影響也不大，，不會危及隧道道襯砌結(jié)構(gòu)的安安全。8.F7斷層區(qū)段縱向位位移特征與地應(yīng)應(yīng)力測試分析成成果相互印證，，反映出該區(qū)段段水平地應(yīng)力與與隧道走向存在在著明確的角度度關(guān)系并對隧道道呈縱向擠壓的的特性。這一地地應(yīng)力分布特性性將使隧道開挖挖后的應(yīng)力釋放放對洞室支護結(jié)結(jié)構(gòu)產(chǎn)生明顯地地不均勻荷載作作用，其結(jié)果將將使結(jié)構(gòu)產(chǎn)生縱縱向扭曲破壞。。因此，應(yīng)充分分考慮結(jié)構(gòu)縱向向上的受力特性性，加強其縱向向連接強度。第六章位移移控制基準(zhǔn)6.1極限位移表6-1F4斷層區(qū)段隧道極極限位移單單位：(mm)極限位移性質(zhì)拱頂下沉拱腳水平收斂墻腰水平收斂毛洞隧道227488570初支后隧道92.8302342二襯后隧道98.1318362表6-2嶺脊千板巖地層層區(qū)段隧道極限限位移單位位：(mm)極限位移性質(zhì)拱頂下沉拱腳水平收斂墻腰水平收斂毛洞隧道50111781304初支后隧道227710770二襯后隧道228742812表6-3F7斷層區(qū)段隧道極極限位移單單位：(mm)極限位移性質(zhì)拱頂下沉墻腰水平收斂毛洞隧道400660初支后隧道136272二襯后隧道140280表6-4烏鞘嶺隧道嶺脊脊段位移控制基基準(zhǔn)(單位:mm)管理等級管理位移施工狀態(tài)ⅢU＜150可正常施工Ⅱ150≤U≤300應(yīng)加強支護或二次襯砌ⅠU≥300停工，并及時采取加固措施注：U-隧道開挖后隧道道總變形量6.2二襯施作時機軟巖隧道二襯施施作時機始終是是隧道界討論的的熱點問題，特特別是對于軟巖巖大變形隧道若若二襯施作過晚晚，則可能造成成初期支護變形形無法控制，以以致隧道失穩(wěn)，，而如果二次襯襯砌施作過早，，則可能使二次次襯砌受力過大大，而引起二次次襯砌的開裂，，以致降低隧道道結(jié)構(gòu)耐久性。。因此，針對具具體工程情況提提出合理的二次次襯砌施作時機機勢在必行。(1)《規(guī)范》有關(guān)二襯施作時時機的規(guī)定“在一般情況下，，二次襯砌應(yīng)在在圍巖和初期支支護變形基本穩(wěn)穩(wěn)定后施作。變變形基本穩(wěn)定應(yīng)應(yīng)符合隧道周邊邊位移速度有明明顯減緩趨勢。。拱腳水平相對對凈空收斂變化化速度小于0.2mm/d，拱頂相對下沉沉速度小于0.15mm/d?！?2)軟巖隧道二襯施施作時機討論對于高地應(yīng)力的的硬巖隧道，量量測圍巖變形的的目的是為了讓讓圍巖變形達到到一定程度，利利于地應(yīng)力釋釋放，盡量發(fā)揮揮圍巖的自穩(wěn)能能力，從而最大大限度地減少二二次襯砌所承受受的壓力，以盡盡量減小襯砌厚厚度。二次襯砌砌時機選擇應(yīng)根根據(jù)圍巖特點來來調(diào)整。對于一一般穩(wěn)定性較好好的圍巖，可在在總變形量達到到約80%，并且圍巖變形形基本收斂停止止后進行二次襯襯砌。此時初期期支護應(yīng)能承擔(dān)擔(dān)圍巖的全部荷荷載，二次襯砌砌承擔(dān)由于圍巖巖的蠕變產(chǎn)生的的附加荷載。(3)二次施作時機的的研究方法基于二襯穩(wěn)定性性及二襯變形大大小影響因素分分析，結(jié)合既有有各量測項目的的統(tǒng)計及相互關(guān)關(guān)系分析，以及及隧道施工過程程總位移估算，，提出不同條件件下二襯前圖6-1志留系板巖夾千枚巖區(qū)段右線隧道初支與二襯變形對比關(guān)系初支最終變形速速率限值，以及及初支累計變形形占總位移的比比例限值。圖6-2F4斷層區(qū)段二襯前支護變形速率與二襯變形關(guān)系表6-5二襯開裂斷面對對應(yīng)初支變形區(qū)段斷面初支變形二襯變形/mm最終值/mm最大速率最終速率數(shù)值/mm·d-1比例數(shù)值/mm·d-1比例F4區(qū)段YDK170+480215.825.111.6%1.210.6%3.972YDK170+530116.616.614.2%2.542.2%3.213F7區(qū)段YDK177+465435378.5%6.001.4%5.96YDK177+480429409.3%4.000.9%13.36YDK177+530660436.5%7.001.1%16志留系板巖夾千枚巖區(qū)段YDK175+255115.735.430.6%1.000.9%—YDK175+265360.558.916.3%9.682.7%15.13YDK175+270196.939.119.9%7.563.8%—YDK175+273411.532.77.9%10.562.6%13.85注：表中“比例例”一項均指與與初支變形最終終值相比。(4)量測前的前期位位移推算在施工過程中，，變形量測是在在洞內(nèi)采用全斷斷面儀或位移收收斂計進行的，，量測位移丟失失了洞室開挖過過程中的彈性位位移和施測前的的位移，而且鋪鋪設(shè)防水板的過過程中也不再進進行支護變形監(jiān)監(jiān)測。所以當(dāng)初初支位移達到極極限狀態(tài)時，模模擬計算的隧道道支護后的極限限位移u極可表示為u極=u彈+u失+u測(極限狀態(tài))(5-1)彈性位移u彈是爆破瞬間洞洞室釋放，難以以利用監(jiān)測手段段獲得。但在模模擬計算的圍巖巖塑性收斂線中中，可觀察到直直線段和曲線段段，若視圍巖塑塑性收斂線的直直線段為洞室開開挖的彈性位移移，則可計算彈彈性位移。量測丟失位移u失由兩部分組成成，一是爆破后后至施測前的位位移丟失，二是是鋪設(shè)防水板至至二襯前不便量量測的位移丟失失。表6-6前期丟失位移統(tǒng)統(tǒng)計結(jié)果區(qū)段項目丟失天數(shù)/d總量測天數(shù)/d前期丟失位移統(tǒng)計斷面實測變形/mm統(tǒng)計斷面數(shù)/個全部斷面實測變形/mm全部斷面計算變形/mm量值/mm比例F4斷層拱頂下沉3.2744.778.537.5%22.674227.650.95墻腰水平收斂1.3923.3528.6127.2%105.1442124.01183.75志留系拱頂下沉4.5216.1916.2339.1%41.533253.9102.96拱腳水平收斂1.5815.1761.6726.9%229.432380.36540.61F7右線拱頂下沉1.7415.2619.6124.9%78.7430139.5209.24拱腳水平收斂1.6815.3224.3622.1%110.0430136.11232.24墻腰水平收斂2.6111.1539.330.0%130.930233.01368.97F7左線拱頂下沉3.7918.4164.8232.0%202.2632156.66241.87拱腳水平收斂3.0311.976.2834.6%220.5932191.97324.35墻腰水平收斂3.4112.7381.2938.6%210.6732187.32325.60注：(1)前期丟失位移的的“比例”一項項是指與統(tǒng)計斷斷面的實測變形形相比；(2)計算變變形以以全部部斷面面實測測變形形統(tǒng)計計值為為依據(jù)據(jù)。(5)二襯施施作時時機的的確定定據(jù)實測測變形形、支支護后后隧道道的模模擬極極限位位移可可提出出施作作二襯襯時的的實測測位移移占極極限位位移比比例限限值，，而根根據(jù)實實測變變形速速率以以及施施作二二襯后后的穩(wěn)穩(wěn)定狀狀態(tài)及及二襯襯變形形大小小關(guān)系系可提提出二二襯施施作時時的變變形速速率限限值。。表6-7烏鞘嶺嶺隧道道二襯襯施作作時機機項目常規(guī)變形大變形等級ⅠⅡⅢ相對變形<3%3%~5%5%~8%＞8%強度應(yīng)力比>0.50.5~0.250.25~0.15＜0.15原始地應(yīng)力(MPa)<55~1010~15＞15彈性模量(MPa)>20002000~15001500~1000＜1000綜合系數(shù)α>6060~3030~15＜15n380%~90%70%~80%65%~75%60%~70%u測/u極55%~62%47%~55%43%~51%39%~47%v終/u測<0.5%0.5%~1.0%0.5%~1.5%0.5%~2.0%注：(1)n3為實際際已發(fā)發(fā)生的的位移移(u計)與極限限位移移的比比值；；(2)u測/u極為量測測變形形與極極限位位移的的比值值；(3)v終/u測為二襯襯施作作前日日變形形量與與實測測初支支累計計變形形的比比值。。第七章章控控制制變形形快速速施工工方法法及施工工工藝藝研究究7.1F4斷層區(qū)區(qū)段隧隧道施施工方方法采用超超短三三臺階階法施施工。。超前前預(yù)支支護采采用φ42小導(dǎo)管管或自自進式式錨桿桿注漿漿支護護，人人工風(fēng)風(fēng)鎬配配合挖挖掘機機開挖挖，必必要時時輔以以弱爆爆破。。挖掘掘機或或弱爆爆破開開挖下下部斷斷面，，人工工風(fēng)鎬鎬整修修開挖挖輪廓廓。及及時噴噴砼4~6cm封閉巖巖面，，并進進行噴噴錨網(wǎng)網(wǎng)，型型鋼鋼鋼架系系統(tǒng)支支護作作業(yè)。。采用用挖掘掘機配配合絞絞接自自卸車車進行行出碴碴作業(yè)業(yè)。及及時進進行砼砼仰拱拱施工工。墻墻、拱拱模筑筑混凝凝土襯襯砌