富水軟弱圍巖隧道塌方機理及治理措施

羅治國，張智健，李勇森，梁 斌

(1. 中鐵十五局集團 第五工程有限公司，天津 300133；2. 河南科技大學 土木工程學院，河南 洛陽 471023)

0 引言

公路隧道修建過程中出現的重大事故主要是塌方，給現場工作人員的人身安全帶來極大隱患，同時會使工期延長、工程成本增加。中國西南地區地質條件非常復雜，隨著此地區隧道工程修建的增多，在施工中難免會遭遇富水、軟弱圍巖等不良地質條件，導致施工難度增加，塌方事故頻發，因此，研究富水軟弱圍巖隧道塌方治理措施具有一定的參考意義[1-5]。

文獻[6]根據石塘隧道塌方事故，通過有限元模型，對石塘隧道塌方經過及塌方段圍巖變形機理進行了分析。文獻[7]根據火風山隧道塌方事故，采用有限元分析的方法及現場監測，分析了該事故發生機理及處置方案。文獻[8]根據典型事故案例，提出了塌方事故分類，并分別進行了塌方機理分析。文獻[9]通過有限元軟件研究了在上軟下硬圍巖地質條件下隧道的塌方機理，并提出換拱施工技術。文獻[10]通過有限元數值模擬，對岳家溝隧道塌方事故中的圍巖應力及變形進行了分析，研究了塌方機理。文獻[11]分析了某高寒隧道塌方事故發生的緣由，并針對該隧道情況提出了合理的塌方處治措施。文獻[12]分析了斷層地質隧道施工過程中塌方、涌水的主要因素，并提出相應的施工處置方案。文獻[13]以新龍隧道為工程背景，通過數值模擬，研究了塌方導致圍巖松動區對支護結構變形的影響，并提出了塌方處置方案。

通過以上文獻可知：已經有許多學者對隧道塌方治理進行了深入研究，但對于富水軟弱圍巖的相關研究較少。本文以國家“一帶一路”重點項目云南臨滄高速馬家寨隧道塌方事故發生段為研究對象，建立隧道開挖三維有限元實體模型，對隧道圍巖的穩定性、塌方機理進行了力學分析，并結合隧道實際情況分析塌方的治理技術，可為今后類似的實際工程提供參考。

1 工程概況

地處云貴高原之西南邊緣，屬橫斷山脈縱谷的南部地區，為怒山山脈向南延伸部分，東北高、西南低的地勢趨勢造成地形高差十分懸殊。地表在風化和流水強烈的侵蝕作用下切割嚴重，形成了亞高山、中山峽谷和大小不等的山間盆地，地形較為復雜。根據馬家寨隧道場區地質勘察報告，可將基巖劃分為強風化層和中風化層。場區地下水的補給來源主要靠降水的垂直滲入，大部分雨水以坡面流形式沿進出口外地勢低洼處徑流排泄，場區的水質對混凝土結構及鋼筋具有微腐蝕性。

圖1 馬家寨隧道施工現場

2 塌方原因分析

馬家寨隧道右洞K54+297采用環形開挖留核心土法，下臺階進行弱爆破施工時，產生的震動影響了上臺階結構層掌子面的穩定性，使其突然發生崩塌，大量灰黑色的碎石塊、泥和土淹沒了整個開挖工作面，并損害了附近已完工的初期支護，出現變形開裂現象。所幸發生塌方事故時附近沒有施工人員，為了保證施工人員的人身安全，掌子面處進行封停。隧道右洞塌方現場如圖2所示。

圖2 隧道右洞塌方現場

隧道K54+297段拱頂頂板埋深約230 m，圍巖表層為褐黃、硬塑狀粉質黏土，下伏基巖為粉砂質泥巖、頁巖，呈強風化、碎石狀，成巖性較差，節理裂隙很發育，巖體松散破碎，呈角碎狀。經現場勘察，塌方段洞內巖體主要為炭質千枚巖，表面為灰黑色，千枚巖巖性松軟，遇水極易泥化、軟化，抗風能力差，手用力捏即碎，因此隧道上臺階及拱部圍巖整體穩定性較差。由于隧道開挖后圍巖的力學平衡遭到破壞，巖體結構發生破壞，施工中如遇支護不當或支護不及時，易出現大面積塌方事故。

隧道塌方段地下水埋藏較淺，富水性較豐富，隧道拱頂及拱肩處時常出現滴水現象。這是因為隧道開挖后破壞了地下水與圍巖之間的力學平衡，在地下水的流動下圍巖逐漸軟化，黏聚力及內摩擦角降低，嚴重影響了圍巖的穩定性。加之隧道開挖時受到下臺階爆破的擾動，隧道掌子面處圍巖驟然失穩，導致該段圍巖發生塌方。

3 塌方段數值模擬分析

3.1 模型參數選取

馬家寨隧道塌方段主要為V級圍巖，初期支護主要采用噴射混凝土、中空注漿錨桿和鋼拱架聯合支護[14-15]，支護模型參數根據馬家寨隧道項目地質勘察報告取值。隧道模型參數如表1所示。

表1 隧道模型參數

圖3 預留核心土臺階法

3.2 施工開挖方案

塌方段V級圍巖按新奧法原理指導施工，采用環形開挖留核心土法開挖。隧道開挖采用弱爆破，機械與人工相互配合的方式進行，以降低對軟弱圍巖結構層的過多擾動。隧道開挖循環進尺為0.5～1.0 m，臺階長度控制在8～10 m，核心土與掌子面之間距離控制在0.7 m左右。預留核心土臺階法如圖3所示。具體施工步驟為：開挖上部弧形導坑、施作上部弧形導坑初期支護、開挖核心土、開挖中部圍巖、施作邊墻及初期支護、開挖下部圍巖、施作仰拱支護。

3.3 模型建立及邊界條件

采用邁達斯有限元軟件GTS NX建立隧道三維實體模型，通過模型計算邊界取隧道跨徑的3倍以上進行計算分析。本文建立的實體模型在X軸方向取100 m，Z軸方向取80 m，Y軸為開挖方向，取50 m。在隧道三維實體模型的兩側、下側施加位移約束作為邊界條件；為模擬隧道上方圍巖自重，在模型上沿施加均布荷載；由于隧道施工段地下水豐富，為確保有限元模型模擬更貼合現場監測條件，增設水位并考慮水壓力作用。隧道三維模型如圖4所示。

3.4 計算結果分析

3.4.1 圍巖應力分析

圍巖應力圖如圖5所示。由圖5分析得知：隧道開挖后顯著影響了隧道周邊圍巖的應力分布，圍巖最大主應力達到了14.9 MPa。隧道開挖至塌方段時，掌子面周圍出現了顯著的應力釋放區域，掌子面前方圍巖也出現了明顯的應力松弛現象。由于富水軟弱圍巖自身強度極低，施工中過大的擾動將使掌子面難以對前方圍巖起到有效支撐作用。

圖4 隧道三維模型

圖5 圍巖應力圖

3.4.2 圍巖沉降分析

圖6為圍巖變形圖。由圖6a分析得知：隧道開挖后圍巖的力學平衡遭到破壞，富水軟弱圍巖強度極差，開挖至塌方段時，拱頂顯著下沉，最大值達到了41.3 mm，仰拱處隆起最大值為54.5 mm。由圖6b分析得知：隧道開挖后拱腰處的水平收斂最大值為27.4 mm。塌方段圍巖結構松散軟弱，若施工支護不及時或爆破開挖時裝藥量過大，將對掌子面附近圍巖造成極大擾動，圍巖變形速率驟增，易導致塌方。

3.4.3 圍巖塑性區分布

圖7 圍巖塑性區圖

圖7為圍巖塑性區圖。由圖7分析得知：隧道開挖后周邊圍巖基本都處于塑性區內，掌子面的塑性區范圍遠大于洞周塑性區范圍。塑性應變主要集中在上臺階掌子面中心處，塑性應變最大值達到了1.04×10-2，說明上臺階掌子面處圍巖穩定性極差，易發生塑性破壞，這和現場塌方情況表現一致。

3.4.4 襯砌內力分析

圖8為襯砌內力圖。由圖8a可知：拱頂、拱腰及拱腳處出現應力集中現象，現場應對這些部位采取加強措施。塌方段初期支護最大拉應力為25.1 MPa，遠超C25噴射混凝土的抗拉強度。由圖8b可知：塌方段初期支護最大壓應力為69.3 MPa，遠超文獻[16]中C25噴射混凝土彎曲抗壓強度(13.5 MPa)。因此，該段隧道圍巖穩定性極差，初期支護易發生破壞，進而導致出現塌方事故，應加強超前支護、初期支護措施。

(a) 襯砌最大主應力 (b) 襯砌最小主應力

3.5 塌方機理分析

隧道開挖后隧道周邊圍巖的力學平衡狀態遭到破壞，由于自重應力和附加應力的雙重作用，巖層將會向下彎曲。將隧道拱部的巖層看作簡支梁，而巖層抗拉強度極差，則巖層彎矩最大處易出現張拉破壞，即臨空面的約束應力小于法向應力，巖體結構發生破壞，在法向應力的不斷作用下，拱部圍巖難以自穩，將可能出現掉渣現象。

地下水流動也是造成隧道塌方的一個重要因素，隧道未開挖時地下水與圍巖存在力學平衡狀態。隨著隧道的開挖，圍巖應力狀態將會重新分布，地下水的流動也將發生改變，順著巖體節理裂隙滲透，并將其中的一些充填物帶走，動水壓力也隨之增大。圍巖主要為炭質千枚巖，遇水軟化、泥化，因此在動水壓力及靜水壓力的雙重作用下，圍巖重度增加，強度則進一步降低，初期支護承受荷載增大，隧道更加難以穩定。

隧道開挖后，拱部釋放的荷載主要由持力巖層承受，當爆破施工擾動過大時，將會損壞該持力巖層。隨著爆破施工的擾動，持力巖層的穩定性越來越差，掌子面及周邊圍巖塑性區面積也將不斷增大。當損壞到一定程度時，持力巖層難以產生壓力拱，便會導致塌方。

4 塌方治理措施與監測結果

4.1 塌方治理措施

(1)在對塌方段進行處理之前，一定要首先加固塌方段后方，確保塌方段后方的穩定后，處理塌方會更安全；否則開挖塌方段時，有可能引起塌方段后方的劇烈變形乃至二次塌方。隧道發生塌方后為了預防塌方進一步發展，首先對塌體上表面使用C25噴混進行噴漿封閉，噴射厚度約15 cm。

(2)在確保后方安全的前提下，開始對塌方段進行處理，將鋼筋網片鋪設在掌子面上并噴射C25混凝土施作封堵墻，也作管棚導向墻，同時埋設泵送管4根。超前管棚注漿加固是安全通過塌方段的關鍵，塌方段的圍巖通常都十分軟弱，不具備自穩能力，而超前管棚提供的梁拱效應使塌方段圍巖趨于穩定。

(3)在塌方得到控制的狀況下，拆除ZK54+297附近已經嚴重破壞的鋼拱架，并施作新的初期支護，對未拆換的支護在必要時設置臨時支撐。塌方段拱頂滲水部位在施作初期支護前，應首先對已經軟化的不穩定圍巖進行清除，對出水量較大的部位采取埋管引排措施，確保施工安全。

(4)在隧道拱部施作超前管棚支護加固塌方段。超前管棚所用鋼花管每節長4～6 m，外徑Φ108 mm，壁厚6 mm，鋼花管上鉆注漿孔，孔徑12 mm，孔間距15 cm，尾部預留250 cm的止漿段，環向管間距為40 cm，傾角約為1°～3°。管棚鋼管共設17根，其中，拱頂處的3根長15 m，另外的1根長7 m，其余的13根長12 m。

(5)管棚打入隧道拱部后，注入質量比為1∶1的水泥漿(水泥與水玻璃混合漿液)進行注漿加固，注漿初始壓力0.5～1.0 MPa，終止壓力2.0 MPa。注漿完畢后對表面進行噴漿處理。

(6)在左拱腳處設4根2.40 m、Φ42 mm×4 mm的鎖腳小導管，右拱腳處設4根3.85 m、Φ42 mm×4 mm的鎖腳小導管進行注漿加固，確保施工安全。

圖9 塌方治理現場

(7)塌方段開挖時，要嚴格控制步序長度，開挖后要及時跟進初期支護，盡早封閉成環對圍巖進行約束，同時嚴格控制初期支護的質量，杜絕在初期支護與圍巖間出現空洞。在進行爆破施工時一定要堅守少裝藥、少擾動的原則，防止對周邊圍巖造成過大的擾動而再次塌方。

(8)加強對塌方段的監控測量，對圍巖穩定性及支護變形及時進行跟蹤測量，分析測量數據，判斷塌方段圍巖是否穩定，防止貿然施工造成二次塌方事故。塌方治理現場如圖9所示。

4.2 治理后監測結果及效果評價

塌方治理結束后對K54+297斷面進行監控測量，通過水準儀、水準尺對拱頂進行測量，通過收斂儀對隧道拱腰進行測量，斷面間隔10～50 m，一個斷面2～3對測點。拱頂沉降及拱腰水平收斂監測結果如圖10所示。

(a) 拱頂沉降 (b) 拱腰水平收斂

由圖10a可知：拱頂沉降在前14 d達到總沉降值的80%左右；在第18天時圍巖趨于穩定，累計沉降量為12.8 mm。由圖10b可知：拱腰水平收斂在前12 d達到總收斂值的80%以上；在第18天時圍巖趨于穩定，累計水平收斂為15.2 mm。監測結果均符合規范要求，說明塌方治理措施可行且效果良好。

5 結論

(1)對于隧道出現塌方事故后，應首先詳細勘察塌方的影響范圍以及狀態，分析導致塌方的原因，調查塌方段圍巖的力學特性以及地下水流動情況，為后續采取塌方治理措施提供一定的參考。

(2)通過模擬隧道塌方段圍巖穩定性得知，隧道最大拱頂沉降為41.3 mm、仰拱隆起最大值為54.5 mm、拱腰水平收斂為27.4 mm，圍巖變形量較大，隧道穩定性較差。塑性應變主要集中在上臺階掌子面中心處，該處易發生塑性破壞。初期支護最大拉應力和最大壓應力均超過規范要求，極易發生破壞，導致塌方。

(3)塌方機理歸結為隧道開挖后，拱頂巖層在自身重力以及上覆巖層重力的作用下，圍巖難以自穩。地下水的流動會進一步降低圍巖強度，使支護承受更多荷載。爆破施工的擾動會影響持力巖層發揮穩定作用。

(4)根據本項目隧道的實際情況，確定合理的塌方治理措施，采取合適的支護結構，減少施工過程對圍巖的擾動，確保施工安全。