分水关隧道（精选三篇）
分水关隧道 篇1
国家高速公路网长春至深圳线青州至临沭段高速公路, 穆陵关隧道位于山东省沂水县境内, 为双线分离式隧道。隧道东线起讫里程为K75+620~K76+370, 全长750米, 西线起讫里程为K75+615~K76+390, 全长775米, 隧址位于构造剥蚀低山地貌区, 地表植被较发育, 齐长城穆陵关遗址位于山坡上, 隧道洞身地形中部高, 两出口地段地形低, 地形起伏较大, 局部呈陡崖状, 隧道最大埋深约32m。
根据新奥法原理开展隧道施工, 上、下行线临沭端洞口浅埋段最薄覆盖层分别是2.67m和4.05m, 强风化、弱风化花岗岩主要分布于洞口35m范围以内, 顶板是残坡积层, 风化裂隙, 发育具块状镶嵌结构, 局部为散体结构, 围岩容易坍塌, 稳定较差。用长30m的大管棚作为洞口段的超前支护。沿隧道衬砌外缘一定距离纵向打入一排钢管, 而且为了固结软弱围岩, 还要向钢管内注浆来填充钢管与孔壁之间的空隙, 从而提高钢管的强度。开挖后安装拱形钢架支撑, 构成棚状支护结构。
2 施工工艺
2.1 长管棚设计参数
(1) 管棚长度为30m;
(2) 钢管规格:热轧无缝钢管Φ108mm, 壁厚6mm, 节长3m、6m;管臂四周钻2排Φ12m m压浆孔, 梅花形。
(3) 管距:钢管环向之间保持40cm的距离;钢花管心和二次衬砌设计外廓线之间保持31.6cm的距离;
(4) 倾角:仰角1° (不包括路线纵坡) , 方向:与路线中线平行;
(5) 用长15cm的丝扣连接钢管接头。为使钢管接头错开, 钢管的编号是奇数, 则将第一节钢管的长度设置为3m, 偶数编号的第一节钢管长6m, 之后每节钢管的长度都为6m;
(6) 套拱孔口管为Φ133mm无缝钢管, 壁厚6mm, 节长2m;
(7) 管棚内安装Φ42×4mm钢管, 外侧焊接φ20钢筋4根。
2.2 施工机具选择
机具选择如表1所示。
2.3 施工工艺流程
2.4 操作流程
管棚施工工序主要是:喷锚防护明洞边坡和仰坡的开挖;施作套拱;制备钢花管, 搭建钻孔平台, 装设钻机;钻孔、清孔、验孔;装设管棚钢管;注浆。因为工序复杂, 为避免操作失误, 必须严格按照操作规范施工。
2.4.1 明洞边坡仰坡开挖支护
(1) 结束洞顶截水沟施工后再开始明洞段的开挖。
(2) 同时进行边坡防护和明洞开挖:明洞边坡的锚杆、挂设钢筋网、喷射混凝土及时封闭坡面。
2.4.2 施作套拱
(1) 混凝土套拱是长管棚的导向墙, 要在明洞外廓线外施作, 套拱内埋设4榀I20b工字型钢拱架, 在其中布设51个Ф133孔口管, 孔口管通过Ф16钢筋固定在I20b工字上。
(2) 孔口管作为管棚的导向管, 要确保管棚的质量, 必须准确安装孔口管。利用坐标法通过全站仪在工字钢架上确定其平面位置;采用水准尺与坡度板相互配合以确定孔口管的倾角;通过前后差距法来确定孔口管的外插角。利用φ16钢筋在Ⅰ20b工字钢上焊接孔口管, 避免混凝土浇筑过程中发生位移, 确保孔口管位置准备。
2.4.3 搭钻孔平台安装钻机
(1) 钻机平台用开挖碎石碴整平然后垫枕木, 采用2台型号为KQG165的钻机对称着从孔位较高的一端向孔位低的一端对钻孔, 这样有利于确定钻机的方位, 尽量节省搭建平台、移动钻机的时间。
(2) 平台支撑必须着地, 且要牢固连接, 以免在钻进过程中钻机摆动、发生位移和不均匀下沉, 破坏钻孔质量。
(3) 钻机定位:钻机必须平行于已设好的孔口管的方向, 钻机位置一定要准确无误。通过全站仪、挂线、钻杆导向相结合的方式, 对钻机钻杆的位置进行调整, 保证孔口管轴线和钻机钻杆轴线相吻合。
2.4.4 钻孔
(1) 采用直径为Φ125mm的钻头, 以便顺利进行钢管的安装工作。
(2) 优质岩石的钻孔可一次成孔;钻进过程中, 若出现卡钻和坍孔事故, 应该在二次注浆后再继续钻进施工。
(3) 钻孔施工初期, 钻机要低速低压的运行, 成孔1.0m后再按照地质情况逐步提高钻速和风压。
(4) 钻进时, 一般都通过测斜仪测定钻机的位置, 然后按照钻机钻进的具体情况对成孔质量做出判断, 如存在偏孔现象, 要及时采取纠偏措施。
(5) 钻进时, 合金钻头、扶正器和动力器必须按照同心圆运作。
(6) 及时记录钻进过程, 并描述和判断孔口岩屑的地质状况。记录的资料将成为洞身开挖的地质预测, 对洞身开挖施工起到指导作用。
2.4.5 清孔验孔
(1) 地质岩芯钻杆与钻头 (Φ125mm) 相配合来回扫孔, 将浮渣清理干净, 保证钻孔的直径和深度满足施工要求, 以免堵孔。
(2) 通过高压气清理孔底到孔口的钻渣。
(3) 通过测斜仪、全站仪等仪器对外插角、倾角和孔深进行测定。
2.4.6 装设管棚钢管
(1) 通过专用管床对钢花管丝扣进行加工, 在棚管附近钻出Φ12、梅花型的出浆孔;另外, 为顺利入孔, 应将管头焊成圆锥形。
(2) 结合大孔引导以及棚管机钻进的方法进行棚管顶进施工, 首先钻出比棚管直径较大的引导孔 (Φ125mm) , 再通过钻机的推力及冲击力使钢管低速顶进。
(3) 接长钢管要符合受力要求, 同一横断面内的接头数不超过50%, 前后错开安排相邻钢管的接头, 且错位距离应在1m以上。
2.4.7 注浆
(1) 完成有孔钢花管的安装后, 在管棚注浆前插入钢筋笼, 以增强管棚的刚度和强度, 然后开始对孔内注浆。
(2) 注浆参数:水泥浆水灰比1∶1。
(3) 通过KBY50/70液压注浆机, 在管棚钢管内注浆, 初压和终压分别为0.5MPa~1.0MPa和2MPa, 经过15min的持压后结束注浆。注浆量往往是钻孔圆柱体的1.5倍, 如果注浆量大于规定的数值, 无法满足压力要求, 则重新设定浆液浓度后继续注浆, 直到达到注浆要求, 当浆液填满钻钢管附近的孔隙和钻孔附近的岩体时停止注浆。
(4) 完成注浆后管内浆液要尽快清理掉, 然后用型号为M30的水泥砂浆填充, 以提高管棚的强度及其刚度。
2.5 劳动力组织
管棚施工的操作流程较为复杂, 且工种较多, 技术要求严格, 操作人员必须独立操作, 同时能及时解决管棚施工时的常见性问题。一般情况下, 钻孔及注浆施工的质量决定管棚施工的质量。本次管棚施工采用了一台钻机三班作业的施工模式, 安排了24名施工人员, 其中包括8名注浆工和12名钻工, 机长、技术工人、电焊工和电工各1人。
3 进度情况
3.1 本次管棚施工共用时20天, 钻孔51个。
3.2 钻机就位、加固:钢管3.5h/t。
3.3 钻进:钢管11h/t。
3.4 扫孔、顶管:钢管12h/t。
3.5 注浆:钢管6h/t。
4 质量控制
4.1 开始钻孔时, 首先对孔的平面位置、外插角、高程和倾角进行准确测定, 然后逐孔编号。
4.2 根据钻孔深度及钻杆强度确定钻孔仰角。正常情况下的钻孔仰角为1°~15°, 钻机的左右偏移量和最大下沉量一般是钢管长度的1%, 本次钻孔施工中不应该超过20cm~30cm。
4.3 必须精确测定钻孔的平面位置, 尽量避免管棚侵入隧道开挖线内, 防止相邻钢管之间发生碰撞及立交。
4.4 实时检测孔的斜度, 如存在误差要及时采取纠偏措施, 如果到终孔还是超限, 就必须封孔, 原位重钻。
4.5 准确把握开钻和钻进的速度、压力, 注意避免断杆问题的出现。
5 结语
5.1 实践表明, 将长大管棚作为该隧道洞口的软弱破碎围岩地段及浅埋地段的支护, 运用注浆加固地基, 预先起到超前支护的作用, 提高了施工的安全系数以及隧道的长期稳定性, 取得的经济效益较为显著。
5.2 在管棚支护下开挖, 有效避免了围岩坍塌、地表下沉等事故。
5.3 可将管棚钻孔作为一种地质预探预报的途径, 为进一步探明前方地质情况, 及时变更施工方法提供了依据。
5.4 管棚施工工艺的引用, 为浅埋、弱地质、大断面隧道开挖提供安全保证。
摘要：介绍30m长大管棚超前支护的施工技术, 并在隧道施工参数、钻孔机具选择、施工进度、质量控制四个方面作了具体介绍。
关键词：隧道,大管棚,超前支护,施工技术,质量控制
参考文献
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[4]李德武.《隧道》.主编.中国铁道出版社.2004年4月.
分水关隧道 篇2
【关键词】炭质板岩；软岩；大变形；处理措施
引言
近十年来，随着铁路建设的快速发展，穿越地质条件复杂的隧道和隧道施工过程中遇到的隧道大变形问题也越来越多，这给隧道的施工安全、掘进效率带来了极大的困难。针对大变形隧道各国学者开展了许多理论和试验研究，并在施工过程中采取了相应的控制技术措施，这些理论在一定程度上为大变形隧道工程建设提供了理论指导，但由于各地区工程地质差异比较大，针对遇到的突发性、复杂难题也有所差异，针对性的开展隧道大变形课题的研究是十分重要的。
本文以新建铁路成都至兰州线红桥关隧道D1K255+794.5～+756段出现的大变形变形破坏为基础，对隧道大变形产生的变形破坏机理进行了分析，并对其采取的控制技术措施进行了总结，为以后的类似的隧道工程施工提供了宝贵的借鉴经验。
1.工程概况及施工情况
1.1 工程概况
新建铁路成都至兰州线CLZQ-13标D2K255+305.335红桥关隧道地处四川省阿坝州松潘县川主寺镇境内，起讫里程D2K253+710～D1K256+890，其中有一段10.67m断链，全长3169.33m，地面高程2950～3510m，最大埋深410m。红桥关隧道设计时速200Km，预留时速250Km，为客货共线双线电气化高速铁路隧道，建成后将是西出通往兰州历史名城和国际旅游胜地九寨沟、黄龙旅游区唯一的高速铁路通道。
红桥关隧道位于岷江活动断裂带北段，历史上曾发生过1748年61/2级地震和1960年63/4级地震。隧址区地质具有“四极三高”的显著特点：地形切割极为强烈、构造条件极为复杂活跃、岩性条件极为软弱破碎、地震效应极为显著；高地应力、高地震烈度、高地质灾害风险。
1.2 施工参数
红桥关隧道D1K255+794.5～+756段预留变形量20cm，拱墙初期支护钢架采用工16工字钢，间距1.2m/榀；钢筋网片采用HPB300Φ6，网格尺寸20cm×20cm；连接筋HRB400Φ22钢筋，环向间距1.0m；系统锚杆拱部采用3.5m长Φ22组合中空锚杆，边墙采用3.5m长Φ22全长粘结型砂浆锚杆，间距1.2×1.2m（环×纵）；锁脚锚管采用4m长Φ42/t=3.5mm热轧无缝钢花管，每拱脚处大、小插角2根；超前支护采用Φ42/t=3.5mm热轧无缝钢花管，每环根数30根，单根长3.5m；该段拱墙初期支护喷射C30耐腐混凝土，最小厚度23cm。
2.变形破坏情况及机理分析
2.1变形破坏情况
D1K255+794.5～+760段初期支护喷射混凝土出现开裂错位、剥离掉块；线路右侧起拱线以上2m左右钢架出现扭曲变形、局部呈“Z”字形；线路左侧拱部初期支护拱墙侵入二衬限界，如图1所示。
图1（a） 初期支护喷射混凝土破坏
图1（b）初期支护钢架扭曲破坏
图1 D1K255+794.5～+760段初期支护变形破坏情况
D1K255+760～+756段上台阶初期支护喷射混凝土出现开裂错位、剥离掉块；线路右侧起拱线以上2m左右钢架出现扭曲变形、局部呈“Z”字形，其中一榀钢架断裂，线路左侧拱部初期支护拱墙侵入二衬限界，如图2所示。
图2（a） 初期支护喷射混凝土破坏
图2（b）初期支护钢架断裂破坏
图2 D1K255+760～+756段初期支护变形破坏情况
D1K255+794.5～+756段采用两台阶法开挖，监控量测采用无接触式测量，测点布设于拱顶和边墙脚以上1m范围内，拱顶下沉及边墙收敛变形监测速率小于5mm/d，拱顶下沉累积为8.35cm，边墙收敛累积小于2cm，后辅以断面扫描仪扫描初期支护断面，断面数据分析线路左侧（进洞右侧）初期支护（主要集中在上台阶钢架A单元）侵入二次衬砌限界5～15cm，根据监控量测数据、隧道断面扫描仪扫描数据以及初期支护的变形破坏形态模拟该段变形破坏特性示意图，如图3所示。
图3 D1K255+794.5～+756段初期支护的变形破坏特性示意图
2.2 变形破坏机理分析
2.2.1 地质构造方面。
红桥关隧道D1K255+794.5～+756段属于岷江活动断裂北段，该段岩性主要为三叠系上统侏倭组灰黑色板岩、砂岩夹炭质板岩，岩石强-弱风化，岩质较软，围岩较破碎，岩层结构面产状N35°E/46°NW，倾向线路左侧（掌子面右侧），倾角与线路交角约60°； D1K255+785～+783段、D1K255+760～+756段线路右侧起拱线以上2m左右有少量裂隙渗水，与钢架扭曲变形、钢架断裂及喷射混凝土开裂错位、剥离掉块严重部位基本吻合。
该段开挖揭示的地质构造，掌子面中部为强风化炭质板岩，因受多期地震作用，岩体极为破碎，劈裂化效应极为明显，岩体强度较低；两侧为弱风化砂岩夹炭质板岩，岩体结构完整性较好，岩体强度较高。如图4所示。
图4 D1K255+794.5～+756段掌子面开挖揭示的实际围岩地质构造
由图4可知，中部围岩较差，两侧围岩较好，地质构造以及地质岩性分界较为明显，围岩地质偏压较为明显，加之围岩有少量裂隙渗水，加剧了中部强风化炭质板岩的恶化，开挖、初期支护施作后，地质偏压引起应力偏压、集中，应力集中于中部初期支护体系上。
通过该段初期支护的变形破坏形态、测量数据综合分析图3和图4可知，钢架扭曲变形、钢架断裂及喷射混凝土开裂错位、剥离掉块严重部位与地质不利构造基本吻合。
2.2.2 地应力方面。
红桥关隧道D1K255+794.5～+756段埋深约325m，岩体的自重应力随着埋深呈线性增长，岩体的自重应力超过了岩体的弹性限度，在初始应力状态下岩体处于弹性状态，开挖后围岩的二次应力分布，应力状态超过了岩体的强度，因岩体少量裂隙渗水恶化，使围岩产生较大的塑性变形。
2.2.3 初期支护施工参数方面。
由于前期隧道施工过程中对地质构造以及地应力的影响程度认识不明，施工中采取Ⅳ级围岩支护参数，钢架采用的是工16工字钢，间距1.2米/榀；系统锚杆拱部采用3.5m长Φ22组合中空锚杆，边墙采用3.5m长Φ22全长粘结型砂浆锚杆，间距1.2×1.2m（环×纵）；喷射混凝土采用C30耐腐蚀混凝土，最小厚度23cm。
工16工字钢承载力偏弱且间距过大，系统锚杆施作长度未达到岩体结构完整、强度较高的岩体中，其支护效果不明显。初期支护体系不足以承载开挖后作用于其上的围岩二次分布应力。
综上分析可知：红桥关隧道D1K255+794.5～+756段因多期地震作用导致围岩极为破碎、岩质较软、地质不利构造导致应力偏压及集中、地下水软化围岩、地应力和初期支护施工参数偏弱等综合不利因素作用下，以围岩松散性变形为主、挤压性变形为辅的变形特性，导致了该段初期支护体系出现钢架扭曲变形、钢架断裂及喷射混凝土开裂错位、剥离掉块等变形破坏。
3.变形破坏控制技术
3.1变形破坏加固控制技术
D1K255+794.5～+756段变形破坏后立即加设工20b工字钢套拱，于既有初期支护钢架间加设，间距1.2m/榀，如图5所示；连接筋HRB400Φ22钢筋，环向间距1.0m；锁脚锚管采用4.0m长Φ42/t=3.5mm热轧无缝钢花管，于每钢架单元拱脚处设置2根，外插角大、小下插角（20°和40°），每榀共8根；施作5m长Φ42/t=3.5mm径向钢花管注浆加固，钢花管间距1.2m×1.0m（纵×环），注浆采用1：1水泥净浆，注浆压力0.5～1.0MPa，固结洞周一定范围的破碎岩体，使其具有一定的自承载能力和承载能力，如图6所示；套拱喷射C30混凝土，厚度不小于15cm。
图5 工20b工字钢套拱
图6 径向钢花管注浆加固
3.2变形监测技术
（1）监控量测点加密至3m布设一组，并于拱顶，钢架A单元、B单元和C单元拱脚以上1m范围内分别布设，即由两台阶开挖法布设两条水平收敛测线增加为三条水平收敛测线。
（2）监控量测采用绝对坐标量测，并与洞内控制点联测，即独立采集各测点的三维变形数据，对各测点X、Y、Z三个方向的变形数据进行独立分析。
（3）辅以隧道断面扫描仪扫描各断面数据，扫描断面同监控量测断面，对未布设监控量测点的断面加密至1m一组。
（4）监测频率：2次/天，待变形趋于稳定后可1次/天。
通过上述变形监测技术手段，可分析、得出初期支护体系的相对准确的变形时态。经监控量测和断面扫面仪的量测数据进行综合分析、评价，加设套拱以及径向注浆加固后3天内的变形速率4～5mm/d；此后变形速率小于1mm/d；累积变形小于5cm。
3.3变形破坏侵限处理技术
待变形稳定后，对初期支护变形破坏侵入二次衬砌限界的初期支护进行拆除换拱处理。
（1）对D1K255+794.5～+780段已施作仰拱段，拆除矮边墙以上部分拱墙既有初期支护，将既有工16工字钢拆换为HW175型钢钢架，间距1.2m/榀；钢筋网采用HPB300Φ8钢筋，网格尺寸20cm×20cm，设置双层；连接筋采用HRB400Φ22钢筋，环向间距0.5m/根；于A、B单元钢架脚以上50cm范围内施作4根6m长Φ42/t=3.5mm锁脚锚花管注浆，C单元（矮边墙处）钢架脚以上50cm范围内施作8根6m长Φ42/t=3.5mm锁脚锚花管注浆，外插角采用大、小下插角（20°和40°）每榀共12根；系统锚杆拱部采用4m长Φ28自进式锚杆注浆，边墙采用8m长Φ28自进式锚杆注浆， 间距1.2m×1.2m（环×纵）；喷射C30耐腐蚀混凝土，拱墙厚度不小于27cm。
（2）D1K255+780～+756段未施作仰拱段，拆除拱墙既有初期支护，将既有工16工字钢拆换为HW175型钢钢架且仰拱初期支护钢架成环，间距0.8m/榀；钢筋网采用HPB300Φ8钢筋，网格尺寸20cm×20cm，设置单层；连接筋采用HRB400Φ22钢筋，环向间距1.0m/根；于A、B、C单元钢架脚施作4根6m长Φ42/t=3.5mm锁脚锚花管注浆，每榀共12根；系统锚杆拱部采用4m长Φ28自进式锚杆注浆，边墙采用8m长Φ28自进式锚杆注浆， 间距1.2m×0.8m（环×纵）；初期支护喷射C30耐腐蚀混凝土，拱墙厚度不小于27cm，仰拱厚度不小于25cm。
（3）套拱及初期支护拆除采用人工辅助破碎头拆除，且拆除一榀支护一榀。
（4）对D1K255+794.5～+780段已施作仰拱段，拆除时应确保该段矮边墙以上50cm范围内工16工字钢钢架不变形，采用破碎头松动喷射混凝土后人工凿除、清理， 清理后焊接与上部HW175型钢钢架同规格、尺寸的连接钢板并确保焊接质量，使之能与上部HW175型钢钢架连接钢板密贴栓接。
（5）拆除过程中对原施作的系统锚杆和径向注浆管进行保护不切割，只拆除原施作的系统锚杆的垫板及螺母，待换拱后重新安装垫板和螺母，使之能与换拱后的初期支护体系共同工作。
（6）监控量测加密至3m布设一组，并于拱顶，钢架A单元、B单元和C单元拱脚以上1m范围内分别布设，采用三条水平收敛测线且采用绝对坐标量测，并辅以隧道断面扫描仪扫面断面，进行综合分析。
4 .变形破坏控制效果
调整、加强初期支护施工参数后，经监控量测数据和断面扫描数据综合分析、评价，该段初期支护体系安全、稳定，未出现较大的变形和喷射混凝土开裂、剥离掉块以及钢架扭曲等情况。
5.结论
通过红桥关隧道D1K255+794.5～+756段大变形变形机理分析和变形破坏后的施工、实践，得出如下结论：
（1）加强超前地质预报综合判释。采用物探（TSP303、红外探水）、钻探（超前水平地质钻探、加深炮孔）和地质法（开挖面地质素描、地表补充地质调查）等综合评价，正确判释前方地质条件，为正确选择开挖方法、支护参数，优化设计及施工方案提拱参考。
（2）加强监控量测工作。结合超前地质预报对地质条件判释，及时调整监测断面间距和监测测线，测量时与洞内控制点联测且采用绝对坐标监测，独立采集各测点的三维变形数据，对各测点X、Y、Z三个方向的变形数据进行独立分析；并结合隧道断面扫描仪扫描数据对监控量测数据进行综合分析，及时调整支护参数、开挖预留变形量。
（3）当遇到不利地质构造时，应采用径向注浆或施作长锚杆，固结洞周破碎岩体使松动圈形成一个固结体，充分利用围岩的自承能力。
（4）对围岩极为破碎、岩质较软、地质偏压段应采取“先强后优化” “以抗为主”的原则，支护一次到位，利用强支护及时封闭围岩，抑制松动圈扩大，避免初期支护体系的变形破坏。
参考文献：
[1]卢春房 主编 《隧道工程》中国铁道出版社 2015.04.
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关家沟隧道施工阶段安全风险评估 篇3
关键词：隧道施工,风险评估,风险控制
1 引言
隧道受工程地质条件、施工条件和施工控制等因素的影响,具有隐蔽性、复杂性和不确定性的特点,比其他地面工程面临着更大的施工风险,风险管理尤显重要。国外在隧道工程的风险评估和管理方面研究比较早同时研究的也比较多,Sturk等给出了实用的风险分析技术并将其应用于斯德哥尔摩环形公路隧道[1], Nilsen 等对复杂地层条件海底隧道的风险进行了比较深入的研究[2],国际隧协为隧道及地下工程的风险管理提供了一整套参照标准和方法[3] 。国内在隧道风险评估方面起步比较晚,姚浩、周红波、陈龙等人正对隧道风险评估进行研究,并且取得了很多成果[4,5]。考虑到隧道的工程特点,提前对隧道风险进行评估有利于减少工程造价和缩短工期,对施工方和业主都是有利的。在隧道施工前一定要对隧道施工进行风险评估并提出预防和处理的措施,保证施工的顺利进行,减少不必要的损失。
2 工程概况
关家沟隧道起讫里程DK58+070～DK58+410,全长340m。隧道全长位于直线上,纵坡为单向坡,坡度5‰,最大埋深约48m。地震动峰值加速度为0.10g,地震基本烈度Ⅶ度。隧址区气候属中温带大陆性季风气候区。按照对铁路工程的影响,该区为严寒区。最冷月为1月,平均气温-16.1℃,最大冻结深度1.92m。隧道区表层覆盖第三系残积土,层厚约0.5～1.6m,下面为华力西期花岗岩及燕山期闪长侵入岩。花岗岩呈浅黄色,全风化时呈粗砂状,内部含少量基岩裂隙水;强风化～弱风化时呈粒状结构、块状构造,节理裂隙发育,富含基岩裂隙水。基岩裂隙水主要由地表降水供给,地下水水位深3.8m,最大降深影响直径在20m范围,经附近钻孔提水试验,花岗岩渗透系数为k=2cm/d。
隧道围岩级别为Ⅲ、Ⅳ、Ⅴ级。各区段围岩级别分布位置见表1。
3 工程风险评估的重要意义
关家沟隧道洞口段均为Ⅳ级围岩,节理破碎;DK58+200～DK58+270段围岩为F1断层及破碎带,对施工过程中可能出现的坍塌、突水、涌水等施工保障性安全风险进行评估,明确风险源,避免采用风险大的施工方案,制订风险控制措施和预案,对确保隧道安全顺利施工具有非常重要的意义。
4 施工阶段风险评估流程
关家沟隧道施工阶段风险评估流程见图1。
5 风险辨识
5.1 风险类型(F)
(1) F1:隧道洞口边仰坡失稳(滑坡、崩塌对环境影响);
(2) F2:断裂带涌突水、突泥;
(3) F3:隧道顶部塌陷、地表水源枯竭。
5.2 风险构成(风险表现形式)
(1)进口:花岗岩,弱风化,粒状结构,块状构造,节理裂隙发育,岩体较破碎,表层覆盖土层厚5～10m,残积土夹块石;出口:花岗岩,强风化至弱风化,粒状结构,块状构造,节理裂隙发育,岩体较破碎,表层覆盖土层厚3～8m,残积土夹块石。
(2)DK58+200～DK58+270段围岩为F1断层及破碎带,影响带宽42～70m,角砾为主,成分以花岗岩、闪长岩为主,富含水,透水性好,形成溶隙,易造成较大涌水、突泥。
(3)隧道在开挖工程中会形成新的水流通道,新形成的水流通道会改变原有地表、地下水体系的排水条件,这种改变会造成原生态的改变并且恢复不了。
6 风险估测
6.1 风险估计的具体步骤
收集设计图纸和隧道本身的实际情况确定基本风险的构成和引起风险因素的资料。
收集以往发生同类事件的处理方法,了解各项事故的形成因素及其产生的后果(带来的经济损失)状况。
同专家组对每项风险事件进行估算,估算损失值大小和出现该后果的概率。
采用统计分析的方法,将各个专家调查意见汇总,即为本项目风险估计的结果。
6.2 基本风险F1:洞口边仰坡失稳
6.3 基本风险F2:断裂带涌突水、突泥
6.4 基本风险F3:地表塌陷,水源枯竭
基本风险F3的风险事件后果性质是:因地表塌陷处理和水源枯竭产生赔偿,经专家组共同估算赔偿金额大约为300万元,其后果可能发生的概率为0.5,因此风险F4的风险估计值为:S4=f3·P4·X4=0.7×0.5×300=105万元。
7 风险评价
关家沟隧道工程各项基本风险的总损失值估计为843万元;在考虑各项基本风险发生概率的基础上,该工程项目的期望损失值(风险估计值)为513.4万元。
应用风险位能的概念[8],从风险评价的计算和排序结果可见:基本风险F2(隧道涌突水、突泥)应属于A类风险,即风险控制的第一重点;基本风险F1(隧道洞口边仰坡失稳)、基本风险F3(隧道顶部塌陷、地表水源枯竭)应属于B类风险,即次重点控制对象。
8 风险控制
风险控制是风险管理的一个组成部分,其实质是在风险辩识、风险估测、风险评价等风险分析的基础上,针对工程项目施工可能存在的风险因素,积极采取控制技术以清除风险因素或减小风险的危险性。也就是说分析风险的影响程度,提前预测风险,把风险带来的损失减少到最低。
风险控制技术类型很多,对一般项目而言,主要控制技术有:避免风险、损失控制、分散风险和转移风险等。风险技术的选择因项目特征而异。此隧道工程的风险特征是:风险发生可能性大、带来的经济损失严重。因此,我们采用损失控制技术来减少损失。
采用重点分析法选出重点控制对象,将基本风险F2(隧道涌突水、突泥)作为A类风险进行第一重点控制;将基本风险F1(隧道洞口边仰坡失稳)、基本风险F3(隧道顶部塌陷、地表水源枯竭)作为B类风险进行次重点控制。
8.1 重点风险:隧道涌突水、突泥风险的控制措施
(1)加强地质预报:
在施工中采取超前水平探孔为主要地质预报手段,结合检测的地震波和红外线探水等检测手段,及时准确地探明隧道掌子面前方水文地质情况,进行提前预报,根据检测结果判断隧道掌子面及断层有可能出现涌突水突泥的可能性。加强信息的沟通,发现问题马上上报,采取措施进行排险。
(2)超前预加固:
对掌子面破碎层,采用小导管注浆方式进行加固,短进尺,开挖短段,仰拱紧紧跟进,同时不断采用临时支撑。并且在隧道洞口要准备好大量的排水、堵漏的设备和材料。有围岩掉块、溜塌等迹象时要马上采取喷射高强混凝土等办法封闭掌子面。
(3)注浆加固:
采用超前大管蓬和超前小导管注浆的办法。注浆一段封堵一段,没有问题再进行开挖。对于预测预报发现和确定的涌突水突泥地段,采用超前帷幕预注浆封堵并确定封堵成功后再进行开挖的控制措施,注浆封堵一段再开挖,可以有效地控制涌突水突泥。
采用如上综合风险控制措施,其对风险控制概率估计为90%以上,风险控制方案成本值估计为130万元。
8.2 次重点风险的控制
(1)洞口段边、仰坡围岩失稳风险的控制:
在开挖隧道洞口的时候会引起围岩松动而失稳,因此要根据隧道洞口的地质、地形、地貌的特点布置药眼的位置和形式,爆破后要及时对爆破面进行处理和监控。
(2)隧道顶部塌陷、地表水源枯竭风险的控制:
在隧道顶部埋设地表监测桩,对其进行不定时监控,发现问题及时处理,但发现地表水有变化的时候要及时停止隧道开挖,并采取地表打孔进行注浆处理、并在洞身进行空锚杆注浆的方法来联合支护。
综合计算风险控制的概率估算为95%,所需的建设成本值估算为20万元。按照关家沟隧道工程风险控制方案,预计运用成本150万元,大大减少工程损失,减少额为513.4万元,取得的效果系数为70.8%;若从关家沟隧道工程全部基本风险总损失(843万元)来看,控制方案的效果系数为82.2%。因此,提前做隧道风险估计和控制可以大大减少工程损失,并能给其他隧道提出建设性建议。
参考文献
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