富水巖溶隧道涌、積、排水過程結構穩定性分析

李芒原

摘 要：以華麗高速控制性工程營盤山隧道2#斜井工區主洞涌積水為工程背景，運用數值模擬方法研究隧道涌水前后、不同積水時間及分階段排水過程中隧道圍巖穩定性特征。結果表明：涌、積、排水各階段中積水階段圍巖穩定性最優;隧道積水時長對圍巖和初支穩定性影響較小;斜井與主洞交叉連接處圍巖所受壓應力以及變形值在涌水發生后至排水完成期間均為隧道各處最大;排水后隧道穩定性明顯降低，圍巖塑性應變值增加顯著，約比排水前增加385%。

關鍵詞：富水隧道;巖溶涌水;隧道積水;圍巖強度變化

中圖分類號：U459.2 ? ? ? 文獻標識碼：A

文章編號：1001-5922（2022）02-0169-12

我國西南地區地形以山區、丘陵為主，地質復雜且區內斷裂和褶皺構造頻現、新構造運動活躍，造成地表及地下巖溶發育強烈，在此區域修建隧道巖溶涌水問題突出，成為困擾隧道建設的主要難題。

西南地區隧道建設過程中由于巖溶涌水問題導致的事故頗多。據統計，成昆鐵路415座隧道施工期間有93.5%的隧道發生了不同程度的涌水或突水災害，其中涌水量超過10 000 m3/d的有8座;宜萬鐵路發生了多次巖溶突水事故，其中馬鹿箐隧道暗河突水造成11人死亡;野三關隧道發生巖溶突水事故，造成52人被淹，10人遇難;廣安—重慶高速公路華鎣山隧道（長4.7 km）施工時遇到特大規模的涌突水，其最大涌突水達7.95 m3/s[1-2]。隧道巖溶涌突水災害輕則延誤工期，重則危害施工人員生命安全，并且可能導致環境負效應。因此，對巖溶隧道涌水問題的研究近些年也成為熱點之一。在巖溶地區涌突水原因方面，有學者根據地質結構類型不同劃分了涌突水災害賦存的地質體，研究表明：裂隙、斷層、地下河、溶洞等發育區段易誘發隧道施工過程中重大的涌突水災害[3-4];通過對巖溶區隧道涌水進行研究后得出，涌水地質條件（即災害源）分為斷層破碎帶、向斜盆地儲水構造、巖溶含水體、不整合面和侵入接觸面以及其他含水構造、含水體6種[5]。鑒于此，隧道穿越斷層地帶和溶洞存在是造成隧道巖溶涌水的主要原因。而涌水事故發生后是否會對隧道圍巖及結構造成破壞，眾多學者從巖溶地帶水巖作用機理出發做了相關研究， 結果表明：巖石飽水過程中微觀結構的改變是其遇水軟化后力學性狀劣化的主要原因[6-7]。通過單軸試驗研究了飽水度對印度石膏巖峰值強度和彈性模量的影響[8]。對干燥和飽水狀態下的紅砂巖進行壓縮試驗的結果表明：孔隙水對紅砂巖力學性能有較大影響[9]。此外，對巖石浸水后力學特性研究表明：巖石在浸水后其力學性能會表現出下降趨勢[10～14]。

對于巖溶地區隧道涌水問題的研究，涌水成因和地質條件密不可分，涌水后隧道穩定性的研究側重于單一條件下圍巖力學特性的變化，而對隧道涌、積、排水全過程下隧道穩定性的影響和浸水時長對圍巖的整體穩定性研究卻相對較少。

本文依托華麗高速某隧道項目，對隧道涌排水前后進行建模分析，從圍巖、初支應力及圍巖位移、塑性區分布變化規律研究斜井及主洞涌水前后、積水時期、圍巖長時間浸泡、分階段降水時隧道圍巖的穩定性。

1 研究背景

某隧道位于云南省麗江市華坪縣境內，隧道所處地質區域為巖溶發育地區，區域內圍巖類型主要為微風化白云巖，圍巖節理裂隙發育，巖質較硬，巖體較破碎，圍巖自穩能力較差。經過三維地質探測得出隧道線路上方存在多個富水溶腔和破碎松散區。隧道全長11.28 km，起訖里程K18+580至K29+890，最大埋深883 m。隧道為左右兩線施工，分進口、出口、1#斜井、2#斜井4個工區，2#斜井分為排風井與送風井，其中排風井已施作完成。2#斜井排風井進主洞后在ZK26+188處發生巖溶涌突水事故，主洞及2#斜井排風井被淹，涌水發生后，排風井洞口流水量維持在1 500 m3/h左右。斜井及轉主洞洞內存水約26萬m3，隧道內存水量巨大。隧道ZK26+188掌子面涌水、突泥情況如圖1所示。本文研究范圍為左線主洞進口端和2#斜井排風井部分。

截止到左線主洞掌子面涌水突泥災害發生時，營盤山隧道2#斜井轉主洞進口端左線已開挖施工505 m，剩余1 951 m，右線已開挖施工400 m，剩余2 011 m。出口端主洞施工開挖掌子面距斜井存水區域長度為左線624 m，右線665 m。2#斜井工區具體施工現狀如圖2所示。

2 數值分析模型

采用有限元軟件MIDAS GTS NX程序建立營盤山隧道左線主洞ZK26+188涌水位置及排風井（送風井未與主洞貫通）涌水后積水段三維地層結構模型。由圖2可知，隧道發生涌水時斜井及主洞大部分已開挖段未及時施作二襯，因此建模時只考慮初支，不考慮二襯。

模型尺寸為300 m×300 m×100 m，隧道埋深200 m，模型中主洞長50 m;斜井長332 m，寬8 m，高6.40 m，斜井高差40 m，斜井與正洞交叉處采用20 m長平坡。隧道圍巖用實體單元模擬，采用莫爾-庫倫本構模型。初支用彈性板單元模擬。斜井進洞方向與左線主洞ZK26+188開挖方向在X、Y平面投影角度為50°，斜井為直墻式隧道斷面，斜井與主洞連接處為正交連接。主洞與斜井均采用全斷面法開挖，三維計算模型及網格劃分如圖3所示。

2.1 邊界條件

2.1.1 位移邊界

模型頂部距主洞拱頂48.2 m，其余埋深以圍巖自重均布壓力形式施加在模型頂面。在模型前、后、左、右、下邊界施加法向位移約束，模型上邊界為自由邊界。

2.1.2 滲流邊界

模型頂面不考慮因斜井及主洞開挖導致地下水位下降等問題，模型四周及底面設置不透水邊界。主洞仰拱處壓力水頭為150 m，主洞及斜井泡水后，主洞仰拱處水壓力為1.5 MPa;洞內水壓由主洞仰拱處向斜井洞口處沿豎直方向線性遞減。gzslib202204012322

2.2 物理力學參數

根據某隧道工程地質勘察資料，2#斜井工區圍巖級別為Ⅳ級，初支采用C25素混凝土。具體計算參數如表1所示。

某隧道2#斜井工區主洞涌水突泥后，整個主洞及斜井均處于積水狀態，洞內積水在高水壓作用下沿初支裂縫向初支背后圍巖滲透，圍巖進入浸泡狀態。隧道從洞內積水至排水作業完成時間較長。圍巖力學參數隨浸水時間長短而變化，夏冬以大水礦山為工程背景，根據廣義Hoek-Brown準則對工程現場所取灰巖巖樣進行不同浸水時間力學損傷試驗并對巖體損傷參數進行估算，得到不同浸水時間巖石各項力學參數值，見表2[15]。

對表2中圍巖各項力學參數進行擬合，并根據擬合曲線計算出泡水120 d及泡水150 d圍巖各項力學參數，結果如圖4所示。本研究通過與大水礦山灰巖進行類比分析，得出某隧址區不同浸水時間下的圍巖力學參數，具體結果見表3。

4.1 圍巖主應力分析

隧道涌水前、后及排水后圍巖最大主應力分布如圖5所示。

由圖5可知，在隧道涌水前、后和排水后，隧道圍巖所受最大壓應力均在斜井與主洞交叉連接部位拱腰處，最大壓應力分別為14.05、12.71和14.19 MPa。隧道內發生涌水后，洞內積水產生的內水壓力抵消部分圍巖所受壓應力，使圍巖所受壓應力降低。隧道排水之后，洞內積水減少，洞內水壓力減小，圍巖所受壓應力增加，其最大壓應力值相比隧道涌水前增加了約1%。

4.2 初支主應力分析

隧道涌水前、后及排水后主洞、斜井、斜井與主洞交叉連接處初支最大主應力分布情況，如圖6所示。

由圖6可看知，隧道內涌水前后初支所受最大壓應力部位由拱腰處變為仰拱處;涌水前斜井與主洞交叉連接處最大壓應力值約為32.7 MPa，已超過C25混凝土標準抗壓強度。涌水后初支各處所受壓應力均大幅下降，以主洞拱腰處為例，由涌水前19 MPa降低到4.5 MPa左右。隧道內排水后，初支各處所受壓應力猛然增加，為未涌水前2～3倍。

4.3 隧道洞周位移分析

隧道涌、積、排水前后圍巖豎向位移變化如圖7所示。

由圖7可看出，隧道涌水前、后和排水后隧道內拱頂圍巖沉降最大值均位于斜井與主洞交叉連接處，涌水前、后和排水后最大沉降值分別為4.85 cm、4.47 cm、5.24 cm。其中排水后隧道拱頂沉降值較涌水前、后增加明顯，最大沉降值較涌水前增長7.4%。隧道涌水前后最大隆起均位于斜井與主洞交叉連接處仰拱，最大隆起值分別為3.75 cm、3.45 cm，排水后最大隆起位于斜井處底板，最大隆起值為8.65 cm，較涌水之前顯著增加，增加值約為131%。

因主洞與斜井開挖方向不一致，故選取主洞拱腰、斜井與主洞交叉連接處拱腰、斜井邊墻提取涌水前、后和排水后各自水平位移。隧道各斷面拱腰水平位移監測點布置如圖8所示，各監測點水平位移如圖9所示。

由圖9可以看出，涌水前、后和排水后各監測點水平位移最大處均為斜井與主洞交叉連接處拱腰，水平位移最小處均為正洞拱腰。涌水后各監測點水平位移較涌水前均降低0.2 cm左右，排水后各點水平位移值均高于涌水前，其中斜井邊墻監測點增幅最大，約為10%。

4.4 掌子面縱向位移分析

主洞掌子面在涌、積、排水過程中縱向位移如圖10所示。

由圖10可看出，主洞掌子面在隧道涌水、積水、排水過程中掌子面中心為縱向位移最大處。涌水前掌子面中心縱向位移為13.61 cm，涌水后為13.05 cm，比涌水前位移降低4.11%，排水后掌子面中心縱向位移急劇增加，增至64.74 cm，比隧道內涌水災害發生前增加375.74%。

4.5 圍巖塑性區分析

隧道涌水前、涌水后、排水后3個階段圍巖塑性區分布如圖11所示。

由圖11可看出，隧道涌水前、后和排水后圍巖塑性區主要分布于主洞及掌子面、斜井與主洞交叉連接及斜井各處。圍巖產生塑性形變在開挖支護過程中已完成，隧道內發生涌水災害，洞內水壓雖能降低圍巖形變量，但塑性變形是一種不可恢復變形，故涌水前后圍巖塑性應變區域及最大塑性應變值相差不大。排水前、后最大塑性應變均位于主洞掌子面中心處，最大塑性應變值分別為0.029 9和0.145，排水后塑性應變變化明顯，應變值較排水前增加約385%。

5 浸泡時間對隧道圍巖穩定性影響分析

隧道內積水時間不同，隧道穩定性亦有所不同。選取隧道內積水1、7、14、30、60、90、120、150 d共8種工況隧道浸水后物理力學參數值進行模擬，研究隧道內涌水災害發生后浸水不同時間對隧道穩定性的影響。

5.1 圍巖主應力分析

選取積水30 d及積水150 d圍巖主應力進行分析，積水30 d和積水150 d圍巖主應力分布如圖12所示。

由圖12可看出，圍巖所受最大壓應力位于斜井與主洞交叉連接拱腰處。圍巖所受壓應力隨浸泡時間的增加而增加，但由于洞內水壓力作用，積水期間圍巖壓應力值增幅較小，積水150 d時圍巖最大壓應力為12.88 MPa，涌水發生時圍巖最大壓應力為12.71 MPa，浸水期間圍巖壓應力增幅僅為1.34%。

主洞掌子面后4 m及斜井距主洞4 m兩處隧道斷面的拱頂、拱腳、邊墻、墻腳及仰拱5處壓應力與積水時間關系如圖13所示。

由圖13可看出，隧道積水過程中，主洞拱腰處與斜井邊墻處壓應力為各自斷面壓應力最大值，均在10 MPa左右。隧道圍巖長時間處于積水環境下圍巖各位置壓應力雖緩慢增加但總體增量較小，以正洞拱腰處圍巖為例，隧道內積水1 d時，其壓應力值為9.86 MPa;積水達到150 d后，壓應力值為9.87 MPa，增長不足1%。隧道圍巖在積水時間達到60 d后其物理力學參數變化趨于穩定，圍巖所受壓應力在積水60 d后也基本保持不變。gzslib202204012322

5.2 初支主應力分析

選取積水30 d及積水150 d初支主應力進行分析，積水30 d和積水150 d初支主應力分布如圖14所示。

由圖14可看出，積水時期初支所受壓應力最大處位于斜井仰拱處，積水30 d和150 d時初支所受最大壓應力分別為15.55、16.17 MPa，初支所受壓應力增加約4%。 ?主洞掌子面后4 m及斜井距主洞4 m兩處隧道斷面的拱頂、拱腳、邊墻、墻腳及仰拱5處初支主應力與積水時間關系如圖15所示。

由圖15可看出，積水過程中斜井斷面各處初支所受壓應力均高于主洞對應位置，主洞和斜井各斷面初支所受最大壓應力分別在拱腰和仰拱處。隨著積水時間的增加，初支所受壓應力增加，且增長速率大于圍巖壓應力增長速率。涌水時間由60 d增加到150 d，初支所受壓應力增加緩慢，初支逐漸穩定。

5.3 隧道洞周位移分析

選取積水30 d及積水150 d圍巖豎向位移進行分析，積水30 d和積水150 d圍巖豎向位移如圖16所示。

由圖16可看出，積水過程中，隧道內各段拱頂最大沉降量及仰拱最大隆起量增加不大，從積水災害發生1 d至積水時間達到150 d，最大沉降增量及最大隆起增量皆不足1 mm。可見初支及隧道內水壓起到支撐作用，使圍巖強度降低對豎向位移量影響較小。

選取隧道積水期間正洞、斜井與正洞交叉連接處、斜井3個斷面的拱頂及仰拱6處位置進行豎向位移分析，如圖17所示。

由圖17可看出，積水過程隧道圍巖各處豎向位移逐漸增大。隧道積水期間，隧道各斷面拱頂沉降值大于仰拱隆起值，且正洞與斜井交叉連接處豎向位移大于斜井及正洞豎向位移。

對正洞拱腰，斜井與正洞交叉連接處拱腰及斜井邊墻圍巖進行水平位移分析，如圖18所示。

由圖18可看出，隧道圍巖水平位移值在隧道積水時間段內逐漸增加，但增量較小，隧道內積水達150 d時，圍巖水平位移較隧道積水1 d時增加1 mm左右，可見初支及隧道內水壓對圍巖水平位移起到了控制作用。

5.4 掌子面縱向位移分析

選取左洞ZK26+188涌水段掌子面不同積水時段縱向位移進行分析，如圖19所示。

由圖19可看出，掌子面縱向位移隨積水時間增加而增加，但總體位移變化不足0.4 mm。隧道內積水達到60 d以后，圍巖基本處于穩定狀態。

5.5 圍巖塑性區分析

積水30 d、積水150 d圍巖塑性區分布如圖20所示。

由圖20可看出，圍巖塑性區分布及最大塑性應變值基本不隨積水天數改變，最大塑性應變部位位于主洞掌子面處，最大塑性應變值為0.029 6;其次為斜井與主洞交叉連接拱腰處。圍巖處于長時間浸泡環境下強度雖有所降低，但在初支及洞內水壓作用下塑性變形仍維持在隧道涌水后狀態。

6 采用分階段排水對隧道穩定性影響分析

隧道選擇分階段排水方案。隧道未排水時斜井水位達150 m，參照營盤山隧道實際降水方案，模擬斜井水位降至104、80、30 m及排水作業完成4種工況，如表4所示。

6.1 圍巖主應力分析

不同降水階段圍巖最大主應力分布如圖21所示。

由圖21可看出，采用分階段排水方式后，各階段圍巖所受最大壓應力均在斜井與主洞交叉連接處拱腰部位。隧道降水至104、80、30和0 m水位圍巖所受最大壓應力分別為13.12、13.32、13.74和14.19 MPa。斜井水位從150 m降到104、80 m，圍巖壓應力增幅均為1.6%左右，水位從80 m降至30、0 m，圍巖壓應力增幅均為3.2%左右。隨著隧道內水位降低，圍巖所受壓應力逐漸增大且壓應力增幅也增大。

6.2 初支主應力分析

各降水階段初支最大應力分布如圖22所示。

由圖22可看出，在各排水階段，初支壓應力在斜井與正洞交叉連接拱腰處及斜井平底板處表現突出。隧道水位降至104、80、30、0 m時，初支所受最大壓應力分別為21.44 、30.55、49.35、68.65 MPa，隨隧道內水位降低，初支所受壓應力逐漸增大。

6.3 隧道洞周位移分析

不同排水階段圍巖豎向位移如圖23所示。

由圖23可看出，隨著隧道內水位降低，拱頂沉降量隨之增大，最大沉降位置位于正洞與斜井交叉連接部位拱頂處。水位降至104、80、30 m時，最大拱頂沉降量分別為4.68、4.75、4.89 cm，排水作業完成后，最大拱頂沉降量為5.24 cm。隧道內仰拱隆起量同樣隨水位降低而增大，水位降低至104、80、30 m時，最大仰拱隆起量分別為3.51、3.56、3.65 cm，最大隆起位置位于主洞與斜井交叉連接部位仰拱處;排水作業完成后斜井仰拱最大隆起量增至8.65 cm。在各降水階段，拱頂沉降量呈均勻增加趨勢;而仰拱隆起量在從30 m水位降至0 m時大幅增加，約為從104 m水位降至30 m水位仰拱隆起增量的35倍。因此，排水后應注意仰拱隆起風險。

不同排水階段圍巖水平位移與水位關系曲線如圖24所示。

由圖24可看出，隧道圍巖水平位移值隨隧道內水位降低而增大。在各個排水階段，主洞與斜井交叉處拱腰圍巖水平位移均為水平位移最大值。

6.4 掌子面縱向位移分析

不同水位時，掌子面縱向位移如圖25所示。

由圖25可看出，降水階段掌子面最大縱向位移在掌子面中心處，水位降低至104、80、30、0 m時，掌子面縱向位移量分別為13.33、13.51、28.27、64.65 cm，掌子面縱向位移隨隧道內水位降低不斷增大，且增幅也隨水位降低而增大。

6.5 圍巖塑性區分析gzslib202204012323

各降水階段圍巖塑性區如圖26所示。

由圖26可看出，圍巖最大塑性應變值在掌子面處，隨隧道內水位不斷下降，最大塑性應變值及塑性區范圍不斷增大，其中以掌子面圍巖塑性應變值增量最大。

7 結語

（1）積水階段隧道圍巖、初支所受壓應力和隧道洞周位移及掌子面變形相對涌水前均有所降低，僅從數值分析方面隧道整體穩定性相對涌水前有所提升;

（2）隧道積水時間的增加對隧道內各結構穩定性有影響但影響較小，積水60 d后圍巖穩定性基本不變;

（3）排水后初支所受壓應力相對涌水前增加顯著，圍巖壓應力相對涌水前增加較小，隧道涌排水過程中初支對維持隧道圍巖穩定性起到良好作用;

（4）排水階段隧道圍巖穩定性明顯降低，主洞及斜井仰拱處和主洞掌子面變形明顯，隧道積水后的排水過程圍巖穩定性風險較大，應重視。排水后應對初支或圍巖進行補強。

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