漢泉隧道突水突泥處治措施

劉勁勇，鄧果禪

（1.江西省交通設計研究院有限責任公司,南昌 330052;2.江西省交通投資集團南昌西管理中心,南昌 330799）

隨著我國高速公路網絡的不斷完善，隧道建設也得到了高度發展.我國已經成為世界上隧道建設規模最大、速度最快、難度最大的國家[1].隧道建設所面臨的地質環境也日趨復雜，斷層、裂隙、接觸型構造、巖溶帶等蓄水構造，導致突水突泥地質災害時有發生，嚴重威脅施工人員的生命財產安全、影響工程進度及運營的安全性.

本文以漢泉隧道突水突泥為工程案例，全面分析地質災害產生的原因，提出科學合理的處治措施通過富水裂隙發育帶，以期為類似工程提供借鑒.

1 工程概況

1.1 設計概況

漢泉隧道是一座上下行分離的四車道高速公路長隧道，起訖里程樁號為：左洞ZK45+625～ZK47+000，長1 375 m，右洞YK45+640～YK47+448，長1 808 m.隧道左線縱斷面線型為人字坡：（1.5～0.9）%，隧道右線縱斷面線型為人字坡：（1.5～1）%.隧道最大埋深為155 m，隧道毛洞開挖跨度約13.34 m，垂直開挖高度約10.5 m.

1.2 地質概況

根據地勘資料，漢泉隧道地質情況極為復雜.洞身巖體主要為三疊系下統安源組（T3an）砂巖、頁巖夾煤層，局部為二疊系茅口組角礫狀灰巖、灰巖、炭質灰巖，砂巖、頁巖夾煤層，構造及風化裂隙發育至較發育，巖體極破碎，巖層傾角大.隧道揭露洞身發育8條裂隙密集帶、構造破碎帶以及斷層破碎帶等小型次級地質構造.由于區內的地質構造復雜多變，很難準確的判斷其在隧道洞室開挖地段的具體樁號.因此，設計文件中提示：在施工過程中，應加強超前地質預報，隨時注意巖性變化、巖體裂隙發育情況.隧道正常涌水量為1 420 m3/d，最大涌水量為4 250 m3/d.ZK46+460～ZK46+520 為中風化炭質灰巖，Ⅳ級圍巖，ZK46+410～ZK46+460 為中風化砂巖、頁巖、夾煤層，Ⅴ級圍巖.突水突泥發生的位置位于ZK46+450 拱頂處（圖1）.

圖1 隧道地質縱斷面圖

1.3 隧道施工方案

漢泉隧道施工采用新奧法施工，開挖方式以鉆爆法為主并輔以人工、機械開挖.隧道采用雙向施工，ZK46+460～ZK46+520 段為Ⅳ級圍巖，中風化炭質灰巖，采用上下臺階法開挖，光面爆破施工，初期支護以工字鋼+錨噴網支護；ZK46+410～ZK46+460 為中風化砂巖、頁巖、夾煤層，Ⅴ級圍巖，采用三臺階預留核心土開挖法施工，機械開挖輔以人工，初期支護以工字鋼+錨噴網支護為主，并輔以φ42 超前小導管，長度4.5 m，環向間距0.4 m.

1.4 突水突泥發生情況

2019 年7 月17 日下午1 時左右，漢泉隧道出口左線采用上下臺階法開挖至ZK46+450，拱頂突然出現不斷塌方掉塊，形成空腔，且有兩股股狀水從空腔中流出.約1 h 后，發展成為黃色股狀水噴涌而出（圖2），水量增大，之后由于涌水沖刷攜帶作用，短時間內工作面后方涌滿大量泥沙及鵝卵石（圖3），仰拱也出現了大量積水.所幸發生突水突泥時，有一小段緩沖時間，機械及人員迅速撤離，沒有造成傷亡，只有部分機械設備淹埋洞內，總體損失不大.

圖2 隧道突水突泥發生初期

圖3 隧道突水突泥涌出物

地質災害發生后，建設單位迅速組織各參建單位，對洞內及洞外周邊情況進行調查，具體如下：（1）掌子面位置洞頂埋深約146 m，位于中風化炭質灰巖與煤層交界處；（2）對洞頂進行拉網式排查，洞頂未出現地表塌陷、變形、開裂等現象；（3）隧道影響范圍內未發現水塘、水庫等地表蓄水構造物；（4）從7.17～7.28 日，水量由11 500 m3/d 逐漸減小并穩定在3 250 m3/d；涌水由含泥沙、卵石的黃色漸變至清水；泥沙卵石涌出總量約9 500 m3；（5）監控量測數據顯示，ZK46+500～ZK46+450 段多處出現開裂掉塊、初支拱架變形和鋼筋網外露等情況，且已測明ZK46+500～ZK46+450 段拱頂下沉較大造成嚴重侵限，侵限最大值為40.8 cm，斷面最大侵限平均值多達29.4 cm；（6）采用瞬變電磁法、地質雷達法、地震波法等方法進行地質探測與驗證，發現掌子面至前方約20～25 m 為儲水帶，水位穩定在隧道拱頂1～2 m 附近，開挖段拱頂無空洞.采用超前探孔，儲水帶主要集中上臺階拱腰以上部分，下臺階橫向3 個探孔未見明顯出水.

2 突水突泥成因分析

2.1 地質原因

根據劉光亞[2]給出的蓄水構造的定義，認為任何蓄水構造均由透水巖層或巖層的透水帶、隔水巖層或阻水體和透水邊界三個基本要素構成.掌子面至前方20～25 m 范圍內為構造裂隙發育帶，屬于透水帶；掌子面后方為中分化炭質灰巖，掌子面前方約30 m 處為中風化砂巖，屬于隔水巖層，儲水構造明顯.當洞身掘進，破壞隔水邊界后，大量涌水攜帶裂隙發育帶中的泥沙、卵石從開口處流出.最終水質變清，水量穩定在3 250 m3/d，認為該蓄水構造存在一定的水源補給.

2.2 降水原因

地質災害發生前，正值贛西南端午節前后的連續強降雨雨季，隧址區植被茂密，延遲了雨水下滲時間.煤系地層頂部有一節理或裂隙發育區，使得降雨大部分滲入山體，地下水沿著裂隙逐漸滲透并形成滲流通道.在豐富的地下水作用下，裂隙帶粘聚力和摩擦角急劇下降，圍巖壓力增大，圍巖自穩能力下降，造成掌子面拱部失穩、坍塌，地下水攜帶大量泥沙及鵝卵石涌入洞內.

2.3 施工原因

在ZK46+450～ZK46+460 段施工時，拱部及邊墻局部出現滲漏水現象沒有引起足夠重視，沒有采取TSP、超前探孔等方法進行超前地質探測；ZK46+520～ZK46+475 段拱頂下沉最大值為40.8 cm，對施工監控量測重視不夠，未形成監測預警機制；五級圍巖開挖采用上下臺階法施工，未按要求預留核心土；開挖爆破藥量較大，對圍巖擾動大，變形急劇增加，造成工作面及后方部分已支護段初襯變形較大嚴重侵限；爆破后破壞隔水邊界，產生“瓶塞”效應，泥沙、卵石大量涌入，形成突水突泥地質災害.

2.4 小結

（1）通過瞬變電磁法、地質雷達法、地震波法、超前探孔等方法進行超前地質探測，裂隙帶寬度較小，水量穩定，水質變清，儲水帶未貫通，屬小型突水突泥地質災害.

（2）水量最終穩定，可判定構造裂隙帶存在水源補給來源的可能性，宜采用“以堵為主，適量排放，保護環境”的原則處理.

3 處治措施

對于突水突泥處理，一般采取超前圍巖預注漿堵水、開挖后徑向注漿堵水、超前鉆孔排水、坑道排水等措施.國內外對于隧道突水突泥災害的處治積累了大量的經驗，如白云隧道突水突泥[3]，采用迂回導坑帷幕注漿及正洞全斷面注漿加固堵水方案；永蓮隧道斷層突水突泥[4]，采用引排泄壓、全斷面帷幕注漿加固堵水方案；梁山隧道富水滑動型軟弱帶突水突泥[5]，采用水平旋噴樁及超前管棚輔助施工的處理方案；文獻[6-9]根據突水突泥發生的災害程度，采取注漿加固措施，對隧道突水突泥進行處治.因此，根據突水突泥災害發生的嚴重程度，應結合災害處理效果、周期、費用等綜合因素，提出合理、有效的處治措施.基于本次突水突泥的現場情況及超前地質探測，提出排水降壓、超前管棚輔助、洞周徑向注漿及抗水壓襯砌等綜合處治措施.

3.1 排水降壓及封閉掌子面

遵循堵排結合原則，在上臺階隧道軸線兩側布置4 根φ 133 地質管引排泄壓，從掌子面至仰拱端頭開挖中心排水溝，避免已施作的拱架拱腳長時間被水浸泡；仰拱端頭開挖集水槽，及時將水抽離隧道.對卵石泥沙形成的堆積體坡面進行修整并掛網噴砼15 cm 封閉；ZK46+450 掌子面起拱線以上沿洞周水平打設8 m 長Φ 89 注漿管固結，環向間距為40 cm；在堆積體表面打設6/3 m 長Φ 89 注漿管，間距為1.5×1.5 m2，梅花型布置（圖4），注漿漿液采用雙液漿，注漿壓力采用梯度控制，坡面淺部采用低壓注漿，防止噴砼止漿層承受壓力過大而失穩，深部可由淺入深逐步提高注漿壓力，充分固結堆積體.坡面3 m 區域內注漿終壓控制在2 MPa 以內，3～7 m 區域注漿終壓控制在3～4 MPa.

圖4 管棚工作室示意圖

3.2 局部換拱

ZK46+500～ZK46+456 采用I18 工字鋼作為臨時仰拱進行支撐，間距與初支工字鋼相同，并用Φ22 連接筋進行連接，設置20 cm 厚的噴射混凝土噴射密實.對ZK46+520～ZK46+456 段仰拱以上洞周進行注漿固結，采用5 m 長Φ 42 注漿小導管，間距為1×1 m，梅花型布置，注漿液采用單液漿，注漿壓力控制在0.8～1.2 MPa，注漿完成并達到強度后對該段進行逐榀換拱.與此同時，仰拱及二襯逐步施工至ZK46+500.

3.3 輔助施工措施

ZK46+450～ZK46+456 段設置管棚工作室（圖4），工字鋼采用I22 a 工字鋼，間距50 cm，噴砼厚度為29 cm，徑向注漿按1.0 m×0.5 m 梅花型布置.導向墻寬度為1 m，掌子面180°范圍內往前使用跟管機打設長度為40 m 的Φ108 mm×8 mm 長管棚，環向間距40 cm，內設4 根長40 m Φ 28 鋼筋，注漿漿液采用雙液漿，間歇注漿，并根據施工情況及時調整磷酸氫二鈉摻量，以控制初凝時間.

3.4 支護襯砌加強措施

采用超前管棚輔助、洞周徑向注漿的堵水方案可以有效控制圍巖變形及保證施工階段的安全性，但無法完全解決洞周滲水、涌水及隨著水位抬高產生的較大水壓力.因此，為保證施工、運營安全及結構耐久性，有必要采用抗水壓復合式襯砌進行支護加強.抗水壓復合式襯砌設計參數擬定原則[10]：初期支護應按與圍巖共同受力能保證施工階段的安全及控制洞周收斂確定；二襯襯砌按承擔全部后期圍巖壓力和水壓力進行設計.

3.4.1 計算參數確定

圍巖參數按設計文件中裂隙帶的參數取值；詳細調查突水突泥點地表地形及周邊泉眼情況并結合涌水量驗算，取地下水水位距拱頂高度25 m；外水壓力折減系數按注漿堵水后，存在嚴重滴水或少量涌水情況取值；具體參數見表1、表2.

表1 圍巖參數

表2 襯砌參數

3.4.2 荷載-結構模型

采用荷載-結構模型，計算襯砌結構內力和安全系數.計算模型如圖5 所示，襯砌結構采用梁單元，并通過單向受壓土彈簧進行約束.土壓荷載按照《公路隧道設計規范 第一冊 土建工程》JTG 3370.1-2018 規定選取，水壓力根據外水壓力折減后徑向加載對應節點上.

圖5 荷載結構模型及荷載組合

3.4.3 原設計二次襯砌驗算

采用表1、表2 參數，對原設計二次襯砌進行驗算（圖6）.

圖6 原設計二次襯砌彎矩圖（kN·m）

通過對原設計二襯驗算，在富水的五級圍巖，兩側拱腳處于大偏心受壓狀態，最大彎矩出現在拱腳處，最大彎矩為623.3 kN·m，拱腳處出現裂縫，最大裂縫寬度為2.5 mm，結構的安全系數和裂縫驗算不滿足規范要求.通過加大拱腳二襯厚度及加強配筋，均不能有效避免拱腳處產生的應力集中現象，應調整、優化內輪廓斷面.

3.4.4 優化隧道內輪廓斷面

通過對原設計二襯驗算可知，二襯斷面受力控制點位于拱腳及仰拱中部.基于仰拱曲率優化的抗水壓襯砌驗算，將拱腳圓弧半徑由100 cm 調整為200 cm，仰拱半徑由1 500 cm 調整為1 400 cm，優化后使整個隧道內輪廓斷面形成圓順流暢的曲面（圖7）.

圖7 優化后隧道內輪廓斷面

圖8 優化后二次襯砌彎矩圖（kN·m）

圖9 優化后二次襯砌安全系數

3.4.5 優化后二次襯砌驗算

采用表1、表2 參數及二次襯砌混凝土厚度由原設計45 cm 調整為50 cm，對優化后內輪廓斷面的二次襯砌進行驗算，計算結果如表3：

表3 優化前后二次襯砌計算結果比較表

由表3 對比分析可知，通過二襯斷面優化，襯砌斷面整體處于小偏心受壓狀態，最大彎矩依然出現在拱腳處，最大彎矩為360.2 kN·m，比原設計斷面減小42.2%，拱腳處裂縫消失；軸力變化較??；拱腳處最大剪力為399.2 kN，比原設計斷面減小44.1%.因此，通過優化襯砌斷面形狀，可以有效避免拱腳處產生的應力集中現象，安全系數有一定的富余，結構的安全性、可靠性和耐久性得到加強.

3.4.6 確定抗水壓復合式襯砌支護參數

根據抗水壓復合式襯砌設計參數擬定原則，初期支護設置I 22 工字鋼，間距50 cm，噴砼厚度28 cm，采用φ 42 注漿小導管代替徑向錨桿，對周邊巖體徑向注漿；綜合考慮結構的可靠性、耐久性，二襯襯砌采用C 35 砼，厚度50 cm，設置φ 22 鋼筋，間距20 cm.同時，應根據下臺階施工情況，對局部滲水或涌水較大處進行補充注漿.

3.5 監控量測

為了準確判斷初期支護結構及圍巖的穩定性，施工過程中實施了監控量測.將ZK46+400～ZK46+450段共50 m，每隔5 m 取一個斷面，每個斷面布設3 個監測點，分布于拱頂及兩側起拱線處，以拱頂下沉及邊墻水平收斂監測為主[11].根據10 個斷面監控量測結果比較，ZK46+435 斷面拱頂下沉和水平收斂值最大，監控量測如圖10 所示.

圖10 ZK46+435 監控量測值

ZK46+435 斷面隧道開挖后，圍巖累計拱頂沉降量為32 mm，累積水平收斂值為15 mm（圖9）.從時間-變形曲線可以看出，變形過程相對比較平緩，水平收斂和拱頂沉降均小于隧道開挖預留變形量，且均小于隧道最大允許位移值.由監測曲線說明處治后的圍巖及初期支護已經趨于穩定.

4 結論與建議

（1）漢泉隧道突水突泥采用“技術可行、方案合理、安全可控”的處治措施，儲水帶破碎圍巖得到有效改善和加強，圍巖變形和涌水得到有效控制，隧道安全、順利、快速地通過突水突泥段，可為類似地質災害處治提供一定參考.

（2）采用仰拱曲率優化的抗水壓襯砌斷面能有效避免拱腳應力集中現象，襯砌受力均勻，有效提高結構的安全性和耐久性.

（3）采用多手段探明、驗證突水突泥掌子面前方地質情況及致災影響因素，是選擇合理處治方案的前提.

（4）隧道突水突泥災害處治措施應根據施工水平及現場實際情況的變化及時修正、調整，遵循動態設計、動態施工的理念.