在高地應力作用下近水平巖層隧道掌子面穩定性分析及控制*

葉來賓，李夢可，蒲 松，張 睿，廖 杭，張 乾，方 勇

(1.西南交通大學 土木工程學院，四川 成都 610031；2.四川川交路橋有限責任公司，四川 德陽 618300)

0 引言

隨著我國隧道工程的快速發展，出現越來越多的大埋深隧道。在深埋高地應力條件下，隧道容易出現掌子面塌方、初支破壞等問題，而在水平層狀圍巖中掌子面的失穩機理更為復雜，掌子面的失穩對施工效率和安全造成了巨大影響。因此，研究隧道掌子面失穩機理及相應的優化措施十分必要。

層狀圍巖的破壞特征及機理與一般圍巖不同。眾多學者[1-5]以層狀巖層隧道為背景，針對水平巖層隧道的初期支護參數進行分析，根據室內試驗和現場監測結果發現了層狀圍巖發生較大變形的幾種情況，分析層狀圍巖變形機理優化支護方案和施工措施；張志強等[6]利用正交試驗的方法分析了影響節理巖體隧道穩定性的因素，提出錨桿和接觸面的相互作用；楊修[7]通過分析隧道開挖-支護體系作用機理，歸納出工程中有效的抑制圍巖變形和失穩坍塌的合理支護設計參數；孫冰等[8]針對爆炸應力波在巖體中傳播問題，建立相似模型試驗開展爆炸應力波在層狀節理巖體中衰減的試驗研究，得到爆炸應力波在各個節理方向的傳播衰減規律。

數值模擬中，離散元軟件具有可以計算巖體延續變形問題的獨到優勢，因此在掌子面失穩計算問題中多有需要用到離散元軟件的地方。眾多學者[9-12]采用UDEC離散元軟件研究了層狀圍巖支護穩定性，提出了多種整體優化支護方案；李梓涵[13]通過模型試驗和UDEC數值模擬研究層狀裂隙圍巖的穩定性，得到層狀裂隙圍巖的應力傳播規律和失穩判別方法；盧澤霖[14]利用數值模擬軟件建立不同層間黏結強度隧道頂板的力學模型，在水平層狀巖狀破壞機理的基礎上定量地給出了層間黏結強度的標準；周應麟等[15]利用有限元程序對不同傾角巖層圍巖分析支護結構受力特點，總結出不同產狀圍巖的受力特征及相應二襯的最不利受力處；賈蓬等[16]、林崇德[17]、邵珠山等[18]利用離散元分析軟件，分析得到多種因素影響下的層狀巷道圍巖的變形破壞特征及破壞規律。

學者們對層狀圍巖隧道支護優化研究諸多，但是對在高地應力下的層狀圍巖隧道的情況研究較少。高地應力隧道易產生巖爆，爆破振動對層狀圍巖變形影響較大。本文以大峽谷隧道為工程背景，針對現場高地應力層狀圍巖掌子面失穩及支護結構破壞等問題，采用離散元分析軟件深入揭示掌子面失穩演化規律，探究掌子面的失穩機理，并對易發生塌方段落提出整體優化控制措施，現場支護效果顯著。

1 工程背景

峨眉至漢源高速公路大峽谷隧道全長12.146 km。隧道主要穿越白云巖、板巖等，巖層近水平狀，面臨著高地應力施工的風險。隧道地質縱剖面圖如圖1所示。

圖1 隧道地質縱剖面Fig.1 Geological longitudinal section of tunnel

2 高地應力水平層狀圍巖失穩特征

2.1 地應力評價

根據大峽谷隧道實際施工情況，采用空心包體應力解除法進行地應力測試，地應力測試鉆孔位置選定隧道右線右邊墻處，遠離掘進掌子面，避免隧道開挖(爆破)和出渣的不利影響，選擇測點位置為K77+5右幫，地應力水平評價為極高應力。

在高地應力隧道開挖時，應加強綜合采用超前地質預報、注漿加固和超前支護等措施，降低隧道開挖風險。

2.2 掌子面塌方形態

隧道K77+262～K77+270段，圍巖為微風化粉砂巖、石英砂巖，圍巖級別為Ⅳ級。在出渣過程中，掌子面左側發生大面積坍塌，造成左側超前支護全部破壞，由左側起拱線至拱頂形成一處塌腔，塌腔長約8.0 m，寬約3.5 m，高約4.5 m。具體塌方形態如圖2所示。

圖2 順層滑移型塌方Fig.2 Bedding sliding collapse

隧道K77+937～K77+950段，圍巖為微風化白云巖，圍巖級別為Ⅲ級。在噴射混凝土后，初期支護混凝土與鋼拱架剝離，拱頂掉塊嚴重，20 min后，掌子面拱頂發生大面積坍塌，形成長約13 m，寬約10 m，高約4.5 m的塌腔。具體塌方形態如圖3所示。

圖3 高應力擠壓離層塌方Fig.3 High stress extrusion separation collapse

在近水平巖層段，由于層間結合性差，施工期間的擾動易造成拱頂圍巖局部塌落現象，如圖4所示。此類現象在近水平巖層段發生次數較多，且塌落過程持續時間較長，若不及時采取措施加固圍巖，可能演化為大型塌方。

圖4 塊狀局部塌落Fig.4 Massive local collapse

2.3 支護結構破壞

如圖5所示，在施作超前錨桿和下一循環進尺結束后，出現超前支護末端垮落或承受圍巖壓力過大而彎折的現象，掌子面拱頂部位圍巖出現順層脫落，導致超前支護效果的失效，不能有效控制拱頂圍巖位移和抑制松動圈向圍巖深部的發展。

圖5 超前支護的失效Fig.5 Failure of advance support

如圖6所示，較高的水平構造應力對初期支護結構產生明顯的水平擠壓作用，導致拱頂出現大范圍縱向開裂和順層偏壓現象。

圖6 拱頂初支開裂掉塊和鋼架彎折現象Fig.6 Cracking,block falling and bending of steel frame in initial support of vault

3 掌子面塌方失穩的演化過程

3.1 模型建立

結合現場設計資料，利用離散元軟件3DEC研究掌子面圍巖失穩的破壞機理，選取段落圍巖主要呈近水平中-薄層結構，Ⅳ級圍巖。

模型尺寸為長50 m，寬12 m，高44 m，隧道橫截面跨度10.8 m，高度7.15 m，塊體單元采用摩爾庫倫模型，簡化的層理面和優勢結構面采用摩爾庫倫滑移模型。模型的四周采用位移邊界約束，如圖7所示。

圖7 隧道掌子面及模型建立Fig.7 Tunnel face and model establishment

3.2 計算參數的選取

數值模擬與室內試驗獲得的應力-應變曲線在斜率、峰值和變化趨勢上都比較近似。數值模擬和室內試驗數據對如圖8所示。

圖8 室內試驗與數值模擬應力應變曲線對比Fig.8 Comparison of stress-strain curves between laboratory test and numerical simulation

因此，數值模擬中的計算參數根據室內試驗得到的結果，具體如表1所示。

表1 塊體單元力學參數Table 1 Mechanical parameters of block element

3.3 掌子面失穩過程

根據現場施工情況，模擬采用全斷面開挖，1次進尺3 m，由圖7的計算模型和表1的計算參數可知，對隧道開挖后圍巖發生漸進失穩破壞的過程分別從圍巖位移、塑性區、剪切滑移區和掌子面巖體變形情況進行分析。

1)基于圍巖位移分析

如圖9(a)～圖9(b)所示，掌子面開挖后隧道圍巖的位移逐漸向深部發展，拱頂和底部最先出現層間分離和塊體的松動。隧道開挖后拱頂上方最先出現層間分離，并伴隨著少量的掉塊，如圖9(a)所示，層間離縫由于水平層狀巖體縱向各向異性導致。淺層巖梁最先出現裂隙和塊體掉落產生受拉破壞，形成塌腔。拱部圍巖已基本形成穩定的塌落拱，塌腔高度為3～4 m，寬度為4～5 m。

2)基于圍巖塑性區分析

如圖10(a)～圖10(b)所示，隨著開挖步數的增加，圍巖塑性區逐漸向深部發展，隧道底部塑性區擴展最快。隧道底部中間部位主要表現為拉伸破壞，破壞深度約為2.5 m；邊墻腳處主要為剪切破壞，并斜向下發展，深度約2 m；拱肩位置主要為剪切破壞，且基本呈45°不斷向圍巖深部擴展，深度約2.5 m；拱頂的塑性區發展為高4 m左右，寬度5 m左右的近似三角形破壞區，該破壞區的范圍近似為掌子面開挖拱頂失穩塌方形成的塌腔范圍。

圖10 掌子面開挖后圍巖塑性區范圍Fig.10 Range of surrounding rock plastic zone after tunnel face excavation

3)基于剪切滑移區分析

隨著計算步數的增加，拱頂的層間錯動離縫迅速向深部發展，從最先的水平層間錯動逐漸出現層間斜向裂紋擴展滑移如圖11(a)～圖11(c)所示，在計算1 500步后層間水平剪切位移發展減緩，斜向剪切裂紋擴展加劇。掌子面拱頂上方水平層理最先出現錯動離層，剪切滑移區裂隙貫通發展為高4 m左右，寬度5 m左右范圍的塌腔。

圖11 掌子面圍巖剪切滑移區Fig.11 Shear slip zone of surrounding rock in tunnel face

4)掌子面巖體變形情況

如圖12(a)～圖12(b)所示，隧道剛開挖完后，圍巖拱頂和拱底的塊體變形速率較大，掌子面拱頂塊體呈斜向下45°變形發展，掌子面中部和底部塊體呈平行于隧道軸向變形發展，掌子面拱頂處的塊體變形速率較大，剪切滑移區最終影響深度在掌子面前方3～4 m范圍內。

圖12 掌子面巖體剪切滑移區和塊體變形速率矢量圖Fig.12 Vector diagram of shear slip zone and block deformation rate of rock mass in tunnel face

3.4 失穩形態分析

1)圍巖的失穩破壞

掌子面開挖后圍巖最終的總體位移云圖如圖13(a)～圖13(b)所示。拱頂水平巖層出現了明顯的分層垮落破壞，層間錯動掉塊明顯。拱頂圍巖的變形受層間結構面的影響，表現為不連續性，洞頂圍巖變形超過5 cm的區域為高3～4 m，寬6～7 m，其破壞形態與現場掌子面開挖后圍巖失穩坍塌形態相似，破壞機理基本為拱頂水平巖層的層間錯動引起的巖梁的破斷和優勢結構面的貫通，最終導致掌子面拱頂圍巖的失穩垮塌。

圖13 掌子面開挖后圍巖失穩位移云圖Fig.13 Nephogram of surrounding rock instability displacement after tunnel face excavation

2)支護結構的失效

如圖14(a)～圖14(b)所示，超前支護在水平巖層發生錯動的位置產生剪切破壞，無法保持拱頂圍巖的完整性和抑制層間裂隙的發展垮落。拱頂發生破壞位置的超前支護軸向位移最大，達到4.49 cm，圖中拱頂最大變形已達到18 cm，這時初支結構早已發生破壞，失去對圍巖約束。

圖14 初支及超前支護的失效Fig.14 Failure of initial support and advance support

4 掌子面優化控制措施

根據現場掌子面實際的塌方實例、工程地質情況以及支護結構的破壞形態，可以得到坍塌段巖層近水平狀，受到高地應力影響，自穩性較差，開挖擾動后，巖層易逐層剝落。

大峽谷掌子面塌方總體施工處治措施：1)對于臨近塌腔前6 m處施工臨時護拱，護拱采用I18@80cm鋼架；2)臨時支護完成后，分次清除塌腔體，每次清除塌腔體控制在2.0 m；3)坍塌體清理后立即對塌腔表面噴射15 cm厚度的C25混凝土進行封閉；4)拆除損壞的鋼架并進行開挖輪廓擴挖，確保足夠的預留變形量，利用直徑100 mm的PE管將塌腔內水引排至邊墻，后期引排至中央排水溝；5)塌腔段采用雙層鋼拱架支護結構，并加強超前支護；6)采用泵送C20混凝土及壓砂對塌腔進行回填，C20混凝土厚度為3 m，壓砂充填厚度1 m，泵送管預埋不同長度，分多次完成混凝土泵送；7)施工過程中全程監測初期支護狀態，一旦發生圍巖收斂、拱頂下沉突變立即停止施工。如圖15所示。

圖15 典型塌方斷面處治措施Fig.15 Treatment measures for typical collapse section

如圖16～17所示，采用整體優化控制措施后，通過現場監測，得到K77+951斷面AC測線收斂位移最大，穩定值為2.5 cm，AB和BC測線收斂值分別為1.3，1.4 cm；K77+976斷面AC測線收斂位移最大，穩定值為4.3 cm，AB和BC測線收斂值分別為1.4，3.3 cm，現場洞周圍巖最大收斂量不超過5 cm，支護結構受力良好，圍巖穩定，整體優化控制措施效果十分顯著。

圖16 K77+951洞周收斂位移Fig.16 Convergence displacement around K77+951 tunnel

圖17 K77+976洞周收斂位移Fig.17 Convergence displacement around K77+976 tunnel

5 結論

1)高地應力水平巖層隧道掌子面失穩時導致超前支護末端垮落或承受圍巖壓力過大彎折而失效，拱頂受到高地應力擠壓作用出現連續縱向開裂，初支在順層偏壓作用下表現出明顯非對稱性破壞。

2)水平巖層層間結合性差，隧道持續開挖導致層理底部最先拉伸破壞，伴隨著層理內部裂隙擴展并向深部延伸，最終拱頂出現明顯的分層垮落，形成高4 m左右，寬5 m左右的近似三角形破壞區。

3)隧道剛開挖完后，圍巖拱頂和拱底的塊體變形速率較大，掌子面拱頂塊體呈斜向下45°變形發展，掌子面中部和底部塊體呈平行于隧道軸向變形發展，剪切滑移區最終影響深度在掌子面前方3～4 m范圍內。原支護方案變形過大無法滿足安全要求。

4)現場掌子面塌方及支護結構破壞是由高地應力、節理面、支護強度不足等多種因素導致的，首先，應加強超前地質預報；然后，施加較強的超前支護措施控制變形；其次采用臺階法開挖；最后，開挖完畢后掌子面噴砼封閉，并施加強度較大的初期支護，控制圍壓變形和塑性區擴展。優化后支護效果明顯。