曾家坪1#三线大跨车站隧道在堆积体中的施工技术.docx

内（江）——昆（明）线
曾家坪1#
三线大跨车站隧道施工技术

摘要：本文介绍了曾家坪1#三线大跨车站隧道在堆积体中的施工技术。该隧道通过方案比选，确定了双侧壁导坑施工方法，并以多种量测为监控手段指导施工，对施工全过程进行动态管理。根据监测结果及时调整围岩支护参数和施工方法，对施工中出现的问题采取有效措施，及时解决。该隧道在三线大跨段成功地使用了衬砌模板台车，保证了砼衬砌质量，解决了施工过程中多道工序相互干扰的难题，提高了施工进度。本文系统总结了三线大跨隧道在堆积体中修建的经验及应注意的问题。
关键词：三线大跨隧道 堆积体 施工 监测
1、前言
资料表明，国内目前已建成的三线大跨铁路隧道围岩一般均在Ⅲ类或Ⅲ类以上，在II类围岩尤其是岩堆体中修建多线、大跨、浅埋隧道的尚无前例。内昆线水（富）昭（通）段曾家坪1#三线大跨、偏压隧道，能在岩堆中成功修建，标志着铁路隧道修建技术迈上一个新台阶。
2、工程概况
曾家坪1#隧道全长2563m（DK291+187～DK293+750）。因受地形限制，曾家坪车站昆明端站线被迫伸入曾家坪1#隧道进口，隧道形成三线及喇叭口状，其长度为413m。以DK291+456断面为界划分，三线隧道长269m，喇叭口隧道长144m、其余2150m为单线隧道（如图1所示）。
该隧道进口段90m位于岩堆体地层中，其成分以块石土为主，砂粘土填充。堆积体下发育一断层，该断层以10度倾角沿隧道纵向延伸，在渡线以后逐渐向洞顶转移，其结构为上硬下软，后部为上软下硬。使三线与渡线处于断层破碎带（含影响带）中，其结构为：上半部为角砾岩，以块状灰岩、泥质灰岩为主，胶结松散，自稳能力差，下部为3～5m厚断层泥，周部因断层泥隔水作用而形成上升泉。
隧道总涌水量Q=15628m3/d，其中DK291+187～DK291+350段为1280 m3/d；DK291+350～DK292+220段为4216 m3/d。
3、工程特点
3．1 三线大跨、浅埋、偏压
DK291+187～DK291+456段269m为三线车站隧道，其开挖宽度20.68m，高度13.83m，高跨比0.67，属典型的扁平结构，其埋深仅3～15m，洞口处于山沟边，地形横坡1：1.2，并处于较陡凌空面上。如图2所示。

3．2 地质条件差
三线段位于堆积体（块石土）和II类断层破碎带中，且地下水丰富，极易坍塌。
4、施工方法选择
4．1 采用数值分析法进行计算分析
数值分析法主要有：地层——结构法和荷载——结构法，在计算参数一致的情况下两者计算结果基本一致，特别是隧道进口，覆盖层薄、围岩软弱，荷载相对明确，故在此按荷载——结构法计算分析。围岩和喷射砼用四结点单元模拟，杆单元模拟锚杆，采用等效刚度法简化钢支撑结构，并加入喷砼中。边界条件按浅埋隧道，上边界为自由边取自地表，另三边为约束，约束至洞中心距为洞平均直径的5倍，两侧受水平约束，底边受竖向约束，计算参数根据具体地质条件和设计支护参数确定。计算结果见图3。

计算分析表明，底脚和侧壁应力集中，产生较大松弛底压；底脚和侧壁松弛范围较大，在II类围岩条件下，采用台阶法在相同支护条件下，侧壁出现塑性破坏；设置仰拱后，底脚处的塑性区范围变小，说明先修仰拱及早封闭结构，对提高底部承载力，稳定整个隧道结构具有重要作用；在II类围岩计算条件下，双侧壁导坑法支护结构各截面均能满足要求，并且有较大的安全储备。
综上所述，双侧壁导坑法能较好地满足各种基本条件，保证围岩的稳定性及隧道施工的安全性，故采用双侧壁导坑法施工方案。
4．2 双侧壁导坑法施工工序（见图4）

4．2．1 施工顺序
（1）左导超前，先施作超前小导管并注浆，开挖1、2部，在2部底设一道H18型钢临时支撑；
（2）开挖左导3、4部，使4部及时封闭成环；
（3）灌注仰拱砼（V）；
（4）待左导开挖15m后，进行右导开挖。6、7部同左导1、2部，8、9部同左导3、4部；
（5）灌注右导仰拱砼（X）；
（6）灌注左、右导边墙砼（Ⅺ、Ⅻ）；
（7）边墙钢筋砼施作完毕后开挖中洞13；
（8）灌注拱部砼ⅩⅣ；
（9）开挖中洞15；
（10）开挖中洞仰拱16；
（11）灌注仰拱ⅩⅦ。
4．2．2 主要支护参数选择
拱部小导管注浆：φ42小导管，L=3.5m，纵向间距2m，环向间距0.4m；
格栅钢架：主格栅25cm×20cm内壁格栅20cm×15cm，格栅间距0.5m；
系统锚杆：WTD25锚杆，1m×1m布置；
锁脚锚杆：φ42钢花管，L=3.5m，注浆加固；
喷砼：C20。
4．3 衬砌方法
为避免开挖出碴、进料相互干扰，确保砼质量，衬砌采用组合模板台车，泵送砼施工，整个系统包括2个挂板台架、2个边墙台车及1个拱部台车。
5、施工
5．1 洞口段及左、右导上部开挖
首先对洞口坡面进行锚+网+喷砼加固，并在开挖轮廓线外侧打超前小导管。左导1部开挖15m后，进行右导1部及左导2部开挖，并进行地表注浆。
在施工过程中，通过监测数据反映，初期支护结构受力大，地表下沉明显。当左导1部开29m，右导1部开挖25m，左导2部开挖仅5m时突然出现洞顶地表开裂，裂缝宽6～10mm，边坡和仰坡喷砼受挤压开裂、错动15cm，φ22钢筋弯曲变形，向上拱出12cm，洞内DK291+200处喷砼环向开裂13mm，隧道右侧距中线25m处出现2条裂缝，裂缝宽达5～10cm。（图5、图6）。

经分析，确定以下整治措施：
（1）洞内停止开挖；
（2）洞内开裂处加设格栅套拱；
（3）在距隧道中线左侧15m右侧25m，隧道纵向55m范围进行地表深孔注浆加固；
（4）加固参数：φ75钢花管，15m～55m，1.5m×1.5m梅花状布孔，注水泥砂浆，注浆压力0.1～0.5Mpa。
实施中由于岩堆体中空隙甚大，多台钻机同时作业造成洞内初支面喷水。对成孔后钢管桩注浆时，无压状态吃浆量大，同时洞内出现环向开裂。
对地表注浆作如下调整：
（1）钻机由12台减少到4台，隧道两侧各2台；
（2）隧道两侧各先施做3排钢管桩，然后进行1、2部开挖，与此同时再逐渐向中间及右侧钻孔施工；
（3）对洞内环向开裂处采取加固环措施。
通过以上措施，洞内拱项下沉、净 空收敛、地表下沉、土体位移基本得到控制（见图7）。

5．2 左、右导坑下部施工
为提高施工进度解决工期压力，在左、右导1、2部之间设一横通道，既保证1、2部及3、4部同时开挖施工，又解决左右导1、2部出碴进料问题。
5．2．1 左导3、4部开挖25m，右导3、4部开挖7m时出现的问题
收敛变形大，左导平均累计变形67mm，最大106mm；右导平均累计变形76mm，最大137mm（见图8），临时支撑H18型钢严重弯曲，内壁喷砼开裂（见图9）。

5．2．2 原因分析
（1）根据B项量测结果，拱腰处出现较大压力区，压应力达0.8Mpa，最大钢架轴力93KN（压力），底脚处出现拉力区，最大拉力35KN，证明施工过程中底脚和边墙松弛范围较大，产生较大的松弛底压；
（2）导洞下部开挖后，开挖高度11.9m，跨度7.5m，呈瘦高形，根据侧向土压力理论，中部土体开挖扰动后将对内壁产生较大的水平侧向压力；
（3）3部开挖过程中，一次拉槽过长，横撑未能及时架设。
5．2．3 改进措施
（1）内壁喷砼由25cm增加到30cm，外壁由30cm加厚到35cm；
（2）原横撑上增加一道原木支撑，并将原横撑（H18型钢）纵向连接，形成桁梁，以提高整体刚度；
（3）严格控制开挖进尺，每6m即施作仰拱，灌注底部砼，使初支结构及时封闭。
通过以上措施，有效地抑制了结构的净空位移，最大累计位移由137mm减为48mm，边墙处围岩压应力由0.8Mpa减为0.3Mpa。
5．3 拱部开挖
左导下部开挖30m，右导下部开挖21m后，开始进行中洞拱部开挖。
5．3．1 施工工序
（1）打超前小导管注浆加固，L=3.5m，环向间距40cm , 纵向间距2m；
（2）人工风镐开挖，个别孤石放小解炮解小；
（3）加设格栅拱架，打系统注浆钢管，挂钢筋网，焊纵向连接筋，喷砼支护；
（4）架设临时竖撑每排3根，每米1排；
（5）每开挖8m即进行二次砼衬砌施工；
（6）割除内壁上部格栅后，用钢丝绳左右对拉，纵向间距2m。
当拱部开挖30m，侧导下部开挖约90m时，拱部开挖面前方20m范围内，侧导内壁2、3部结合处又出现大范围的喷砼开裂，钢拱架变形严重。经分析，原因主要有以下方面：
（1）拱部开挖对围岩再次扰动，引起开挖面前方一定范围内围岩应力重新分布，在此过程中，内壁承受二次扰动荷载；
（2）内壁割除过程中，结构受力有一个转换过程。拱部初支结构在此过程中承受较大的垂直荷载，也造成一定范围内的应力传递；
（3）根据二次衬砌B项量测结果，二衬与初支接触应力为0.09Mpa，二衬最大钢筋应力4.2t，初期支护最大围岩应力0.2Mpa，钢架最大轴力9.6t，说明二次衬砌承受了较小部分的外部荷载。施工中尽管采取二衬紧跟的措施，但由于二衬强度有个发展过程，另外二衬砼顶部与初支喷砼面不密贴，造成拱顶受力较大，引起前方较大范围土体松弛；

（4）围岩压力监测也表明，内壁受力大于边墙（如表1所示）；
围岩应力表（单位:Mpa） 表1
地点
部位
3步内壁
（+373）
3步边墙
（+373）
4步边墙
（+373）
4步仰拱
（+373）
3步开挖
0.619
0.080
0.040

4步开挖
0.390
0.104
0.100
0.220
仰拱铺设
0.520
0.123
0.111
0.437

（5）中洞开挖后初支与二衬应力及内壁应力明显增大，开挖面前方内壁应力远大于边墙接触应力，见图10、图11（图中内壁应力为围岩应力，边墙及拱部应力为接触应力，单位：Mpa）。

5．3．2 基于上述原因，采取以下措施：
（1）严格控制中部开挖进尺，二衬与开挖面间距控制在6m范围以内；
（2）采用弱爆破技术，减小爆破震动对围岩的扰动；
（3）架设临时竖撑后，才能切割内壁钢架；
（4）对拱部二衬砼及时注浆回填；
（5）在内壁变形处增设长4.5m的注浆锚杆；
（6）在DK291+290～DK291+426段侧壁导坑拱部开裂处加设8～12m预应力锚杆，间距1m，梅花状交错布置，施加8～10t预应力；
（7）采用5m长φ42小导管注浆，间距０.5 ～0.8m，梅花状交错布置，压纯水泥浆，注浆压力2.5 ～3.0Mpa；
（8）加强监测，及时反馈、分析。
通过以上措施，支护变形基本得到控制。
6、施工监测
6．1 监控量测目的
6．1．1 通过监控量测了解大跨施工阶段地层与支护结构的动态变化，把握施工过程中结构所处的安全状态。
6．1．2 用现场的结果弥补理论分析过程中存在的不足，并把监测结果反馈设计、指导施工。
6．1．3 通过监控量测进行大跨隧道日常施工管理。
6．1．4 通过监控量测了解该工程条件下所反映出来的一些地下工程规律和特点，为今后类似工程提供借鉴和指导作用。
6．2 监控项目的选择
监控量测项目主要根据隧道工程的地质条件、围岩类别、跨度、埋深、开挖方法和支护类型等条件综合确定。
曾家坪1#隧道进口端监控量测内容可分为A类和B类。其中A类包括：地表下沉、拱顶下沉、净空收敛、土体位移变形监测；B类包括：围岩压力、初支钢架应力、二衬与初支接触应力、二衬钢筋应力。测点布设位置见测点布置示意图（图12、图13、图14）

6．3 监测管理体系的建立
6．3．1 周边位移允许值的制定
目前我国对跨度10m左右的双线隧道，大多采用《新奥法指南》所制定的管理基准，但对于三线隧道，其断面远大于双线隧道，且扁平率小，其周边位移形式和失稳模式与双线隧道有所不同，因此需建立适合其特点的监控基准。根据国内外大跨隧道监控量测资料和模型试验数据，并通过有限元计算，结合曾家坪1#进口三线大跨的结构特点及地质条件，初步制定相应的管理基准——周边允许相对位移值（见表2）。

周边允许相对位移值 表2
围岩类别
拱顶下沉
水平收敛
Ⅲ
0.95
1.30
Ⅱ
1.25
2.05
注:相对位移是指位移值与两测点距离之比或拱顶下沉与隧道跨度之比。
6．3．2 监测基础上管理基准
根据曾家坪1#隧道施工经验，我们推荐《铁路隧道喷锚构筑法技术规则》（TBJ108—92）的III级管理并配合位移速率作为监测管理基准，见表3、表4。
位移管理等级 表3
管理等级
管理位移
施工状态
Ⅲ
U0<(Un/3)
可正常施工
Ⅱ
(Un/3)≤U0<(2Un/3)
应加强支护
Ⅰ
U0>(2Un/3)
应采取特殊措施
注: U0——实测位移值；Un——允许位移值。
现场监测时，可根据监测结果所出的管理阶段来选择监测频率：一般III级管理阶段监测频率可放宽些；II级管理阶段则应注意加强监测次数；I级管理阶段则应加强监测，通常监测频率为1~2次/天或更多。
位移速率控制基准 表4
序 号
监测项目
位移速率（mm/d）
施工情况
1
地表下沉
3
可正常施工
5
施工中应注意
8
加强支护或采取特殊措施
2
拱顶下沉
净空收敛
5
可正常施工
8
施工中应注意
10
加强支护或采取特殊措施

7、取得成果及建议
7．1 建立了一套严密的监控量测反馈体系
监控量测反馈体系的建立，使施工时能够及时掌握软弱围岩条件下大跨隧道施工阶段地层和支护结构的变位、应力大小及分布规律。
7．1．1 给出了沉降预测的方法
施工引起的沉降，可用指数函数加以描述：
地表纵向、洞内拱顶、收敛： t≥0
式中：a、b ——回归常数；
t——初读数后的时间；
U——位移值。
地表横向：
式中：l——沉降曲线变曲点至隧道中线距离；
S——距隧道中线x处的沉降值；
Smax——隧道中线最大沉降值。
7．1．2 分析了施工过程对变形的影响比重及变形发展规律
围岩和支护结构变位大致经历三个阶段：超前影响阶段、加速变形阶段、缓慢变形阶段。各阶段引起的变形分别占总变位的30.2%，51.4%和18.4%。开挖面距测点一倍洞径（3、4部开挖距测点前后2m）施工过程中，围岩和支护结构变位占总变位的60%以上，控制这部分变形是施工的关键。同时中洞、左、右导洞开挖时在相互影响范围之内；分析指出：后开挖洞室对先开挖洞室的变位、应力重分布影响更大，因此宜先加强先挖导坑的支护及先挖洞室结构的及时封闭，提高其整体稳定性和抵抗变形及施工荷载的能力。另一方面，大量的监测数据表明：影响变位及应力分布的因素有地质条件、开挖高度、施工方法等，但开挖跨度和开挖宽度对变位的影响程度不一样，开挖高度对水平变位的影响占主导地位，而开挖跨度则对拱顶下沉影响较大，如在施工过程中，导坑1、2步开挖拱顶下沉平均值大于收敛值，而在3、4步开挖过程中水平收敛值则远大于拱顶下沉值，同时围岩的侧压力也很大，最大侧压力出现在3、4步结合处。
7．1．3 给出了地层稳定沉降允许值及计算公式，并且在理论分析、工程经验和现场实测的基础上得出了大跨隧道的变形控制基准、接触应力分布规律及回归方程。但需指出的是有关的基准、规律是在特定条件下得出的，仍需在以后大量的工程实践基础上加以修正和完善。
7．1．4 提出了在各个施工阶段二衬不仅是作为安全储备而且是极为重要的承载结构。特别是中洞部分地段，初支与二衬的接触应力高达1.75Mpa。
7．2 完善、优化了设计
理论分析和监测表明，曾家坪1#隧道进口大跨段施工时，导坑内壁和外壁的围岩应力呈不对称分布，内壁围岩应力大于外壁，最大围岩应力出现在2、3部结合处，内壁该部位在各个施工阶段均为结构受力的最不利位置，围岩压力和支护内力在开挖过程中均呈增长趋势，部分支护截面的钢筋和砼应力已超过允许应力。因此，在设计时内壁的初期支护强度不应低于外壁，建议在左右导间的土体中加设对拉锚杆，既加强了内壁支护强度，又不影响施工。
7．3 施工中未发生坍方、死亡事故，由于使用了模板台车，保证了砼的质量，解决了各工序的干扰问题，使月成洞达到23m/月（襄渝线狗磨湾隧道9.3m/月）。
7．4 对今后施工提出以下几方面建议
7．4．1 上部导坑先行，左侧开挖与右侧开挖错开15m，上部临时仰拱及时施作。
7．4．2 导坑下部开挖面距上部开挖面30m，下部开挖6m后，灌注5m仰拱，使结构尽早成环封闭。
7．4．3 左右导间横通道对各工作面平行作业，提高进度具有重要意义。
7．4．4 控制中洞开挖进尺0.5m，控制中洞拱部台阶长度在6m以内，拱部二次衬砌紧跟，控制全隧仰拱封闭距中洞开挖面2倍洞径以内。
7．4．5 在洞内大变形和喷砼环向裂缝处施作了钢支撑喷砼加强环。
7．4．6 在未设计临时横撑地段加设了临时横撑，提出了加强临时仰拱对抑制3、4步开挖时围岩变位具有极为重要的作用。
7．4．7 左右导坑呈瘦高形不利于抵抗水平侧向变位和外部荷载，导坑断面有进一步优化的必要，系统锚杆在软弱围岩中的作用不明显等。
参考文献
[1] 《内昆线曾家坪1#三线隧道监控量测总结报告》 隧道局科研所 2000.6
[2] 《内昆线大跨车站隧道预设计支护参数和施工方法的基本研究》 铁道部第二设计院 西南交通大学 1999.1