高地應力隧道軟巖大變形預測分析及控制措施

韓會軍 喬棟磊 何 聰 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 471000)

軟巖大體上可以從三個方面定義,即巖性指標范疇、工程范疇以及地質學描述范疇[1]。巖石工程學界從巖石力學特性出發將其單軸抗壓強度處于0.5～30 MPa、彈性模量小且變形較大的巖層定義為軟巖[2]。隨著鐵路、公路、水利工程建設的不斷發展,我國中西部地區隧道建設呈現出特長、深埋等特點。目前長隧道施工雖然不再是工程建設的難題,但是在圍巖軟弱、高地應力的地質條件下,圍巖大變形仍是開挖過程中面臨的最主要的地質災害之一。如川藏鐵路的折多山隧道、寶中線上的木寨嶺隧道、麗香鐵路的中義隧道等,給工程建設順利實施造成極大困難[3-5]。因此,在隧道開挖前對其進行大變形預測,并根據預測結果制定相應的控制措施可以促進隧道施工安全順利進行。

關于隧道圍巖大變形的定義,目前還尚未形成統一的認識和標準[6]。現階段學術界從其發生機制和破壞特征出發,定性地認為圍巖大變形是一種因剪應力達到極限失穩蠕變而導致的具有時效性的圍巖變形行為,這種具有明顯時間效應的塑性破壞活動與圍巖坍塌、巖爆等圍巖破壞活動存在顯著差異[7]。針對圍巖大變形分類和預測等問題,國內外學者做了大量研究工作。王成虎等[8]根據大變形發生原因將其分為應力型、材料型和結構型3 類,并改進了應力型大變形的預測公式。周航等[9]分析了典型大變形隧道的發生規律,全面選取了圍巖最大主應力等13 項評價指標,通過理想點法理論建立了組合賦權—理想點大變形預測模型。何樂平等[10]基于15 個評價指標將圍巖大變形分為4 級,通過主客觀權重建立博弈論—云模型,得到了一種新的大變形風險評估方法。劉振銳等[11]在改進的云模型理論的基礎上,將大變形指標進行融合,提出了一種可以充分考慮到不確定因素的圍巖大變形評價方法即改進云模型評價方法。雖然大變形預測方法較多,但由于大變形理論研究尚不成熟,加之現場地質條件復雜[12],因此,目前緊密結合工程地質分析及開挖后圍巖二次應力場的準確且實用的大變形分析預測方法卻較少。

基于現有研究成果,結合圍巖大變形發生機制對大變形類型做進一步劃分:圍巖應力控制型大變形、巖體成分控制型大變形、巖體結構控制型大變形和采空區擾動控制型大變形,基于此建立隧道圍巖大變形預測標準。以筆架山深埋公路隧道為例,在地應力測試基礎上結合已有地質調查結果,建立3D 地質計算模型,將反演所得隧道工程區地應力場作為開挖模型邊界條件,計算分析開挖后圍巖變形特征及二次應力場環境。綜合工程地質條件、水文地質特征應用所建大變形預測標準對大變形類型、機制及破壞模式進行綜合分析預測,基于開挖后圍巖二次應力場環境及巖體性質結合大變形分級標準對大變形程度進行預測。根據預測結果結合工程地質特征為各區段制定科學合理的隧道開挖支護方案以控制圍巖變形。

1 隧道工程區地質環境概況

1.1 工程概況

筆架山公路隧道位于巫溪縣白鹿鎮境內,為雙向分離式隧道,隧道全長約5 000 m,為特長公路隧道。左線起訖歷程為ZK23+248.0～ZK28+245.0,右線起訖里程為YK23+266.0～YK28+265.0。隧道工程區位于秦嶺山脈南麓,山脊走向呈東西向,隧道軸線走向N13°W,隧道橫穿山脊。工程區內以高中山區為主,沿線山頂高程多在1 000 m 以上,山脊最高海拔高程為1 972 m,進口設計隧道路面高程為539 m,出口設計隧道路面高程為637 m,隧道線路縱坡坡度1.95%,筆架山隧道最大埋深為1 382 m。

1.2 工程地質條件

隧道沿線地處四川盆地邊緣山區,區內巖溶地貌為主,地形地貌形態復雜。區域內地下水分布不均,以基巖裂隙水和碳酸鹽巖類裂隙溶洞水為主,K24+484～K24+701 與K25+792～K26+565 區段為巖溶水子系統區段,地下水發育,水量受季節影響較大。工程區所處的秦嶺山脈褶皺構造聚集,區域內斷層不發育,隧道穿越2 個向斜、2 個背斜,由北向南依次為貓兒籠背斜、貝母淌向斜、橙子巖背斜以及秀登城向斜,區域內地質構造作用復雜。隧道主要穿越地層巖性由老到新為:志留系下統雙河場組(S1sh)、志留系中統徐家壩群(S2xj)、二疊系中統棲霞組(P2q)、二疊系上統吳家坪組(P3w)、二疊系中統茅口組(P2m)以及三疊系下統大冶組(T1d1),筆架山隧道地質構造縱斷面見圖1。

圖1 地質構造縱斷面Fig.1 Longitudinal section of geological structure

2 地應力場反演

圍巖應力場環境是大變形發生與否的重要影響因素,為準確地進行圍巖大變形預測,基于工程區構造應力場環境,結合地應力實測資料通過Midas GTS NX 反演區域內完整的地應力場,分析隧道沿線應力場的分布規律,為圍巖大變形預測奠定基礎。

2.1 工程區地應力場分布

2.1.1 地應力測試結果

在區域內貝母淌向斜核部采用水壓致裂法進行地應力測試,這種方法是在同一測點3 個不同方向的鉆孔中獨立進行的,以此測量各方向應力分量,進而得到三維初始應力狀態[13],為研究地應力場特征,現場測試結果見表1。

表1 測孔初始應力實測結果Table 1 Measured results of initial stress in measuring hole

根據地應力測量結果:最大水平主應力σH方向在N22°～35°W 范圍內,與隧道軸線方向N13°W 呈小角度相交,隧道布置方向有利于圍巖穩定。在埋深601.7～846.9 m,σH值為15.7～24.4 MPa,豎向應力σv值為13.2～23.3 MPa,最小水平主應力σh值為8.8～14.9 MPa,故σH>σv>σh,區域內該埋深范圍內構造作用較強,最大水平主應力方向側壓力系數λH為1.06～1.34,故豎向應力與最大水平主應力相近,鉆孔附近地應力場由構造應力場及自重應力場聯合作用形成。

2.1.2 地區構造應力場

巖體自重和地質構造作用共同構成區域內地應力場,對構造作用下形成的構造應力場進行研究可以整體把握地應力場的大致規律,其可為地質計算模型應力邊界的確定提供依據。基于該地區震源機制解提取工程區最大水平主應力走向,如圖2 所示,由圖2 可知,區域內構造作用引起的σH方向總體表現為NNW 向[14]。

圖2 區域最大主應力方向分布Fig.2 Regional maximum principal stress direction distribution

2.2 有限元地質模型建立

對區域內不同地層單元共選取62 組巖樣進行試驗,巖樣見圖3。根據巖樣試驗值確定有限元模型巖體物理力學參數,如表2 所示。

表2 筆架山地層巖體力學參數Table 2 Mechanical parameters of rock mass in Bijiashan strata

圖3 鉆孔巖芯Fig.3 Drill hole rock core

適當擴大地質模型邊界范圍以減少邊界效應對計算結果準確性的影響,最終在區域內沿隧道走向選擇一塊5 000 m×1 000 m 的矩形區域作為數值計算區域。以隧道軸線走向N13°W 為x軸,模型底部高程為150 m,上部取至地層表面,隧道位于地質模型中央,地層采用摩爾庫倫本構模型進行模擬。根據筆架山隧道地質構造縱斷面圖,考慮褶皺構造及地層巖性影響,基于區域構造應力場環境,采用直接調整邊界條件的方法結合實測地應力結果,確定邊界條件,建立隧道工程區地質模型,3D 數值計算模型見圖4。

圖4 有限元地質模型Fig.4 Finite element geological model

2.3 地應力場結果分析

提取地質模型在向斜地應力測試處埋深601.7～846.9 m 范圍內x向應力σx、y向應力σy以及xy平面內剪應力τxy值,豎向應力為14.1～24.5 MPa,由式(1)、式(2)計算得σH為14.4～23.9 MPa,最大水平主應力方向α0為N18°～33°W,并與初始應力實測結果作對比,最大水平主應力量值范圍誤差在3.2%～8.3%,豎向應力量值范圍誤差在4.9%～7.8%。對比可知,初始應力場反演結果與初始應力場實測結果方向近似,且在量值上相近,驗證了地質模型反演所得初始應力場的準確性。

根據地質模型提取隧道沿線最大主應力σmax、z向應力σz和σx,如圖5 所示。由圖5 可知:隧道沿線σx量值范圍為4.17～8.03 MPa,處于較穩定狀態;豎向應力在里程K25+907 區段附近最大為29.00 MPa,與隧道最大埋深段相對應。在隧道埋深較小處,σz值較小,其與水平向應力相近,此時地應力場由構造應力場以及自重應力場聯合作用產生;埋深超過720 m 時,σz值超過水平向應力,隨著隧道埋深的增加,地應力場逐漸由自重應力場主導。計算所得σH方向為N20°～36°W,其與隧道走向夾角較小,對隧道圍巖穩定有利。

依據《GB/T 50218—2014 工程巖體分級標準》[15],采用Rc/σmax初始應力狀態評估標準對隧道沿線應力狀態進行劃分,劃分標準如下:當Rc/σmax<4 時,處于極高應力狀態;當4≤Rc/σmax≤7 時,處于高應力狀態;當Rc/σmax>7 時,處于正常應力狀態。基于圖5 隧道各區段最大主應力結合巖體Rc值計算Rc/σmax,計算結果如圖6 所示,Rc/σmax在0.35～4.83范圍內,故隧道沿線處于高到極高應力狀態。

圖5 隧道沿線應力分布圖Fig.5 Stress distribution diagram along the tunnel

圖6 隧道沿線各里程Rc/σmax 值Fig.6 Rc/σmax value of each mileage along the tunnel

3 圍巖大變形綜合分析預測

為更精準進行大變形預測,基于現有研究成果,從其發生機制出發對圍巖大變形類型做進一步劃分:受圍巖二次應力場控制的大變形、受圍巖材料成分控制的大變形、受巖體結構控制的大變形和受采空區擾動控制的大變形,在此基礎上建立圍巖大變形地質預測標準。本文研究基于所建大變形預測標準采用數值模擬與地質分析預測預報2 種方法對筆架山隧道圍巖大變形類型、機制、破壞模式以及變形程度進行綜合分析預測。

3.1 大變形預測標準建立

基于上述圍巖大變形分類及大變形典型隧道實例分析,選擇圍巖應力、巖體性質以及工程地質條件作為地質綜合分析預測的預測參數,建立圍巖大變形預測預報的判別標準,見表3,依此進行圍巖大變形超前預測。

表3 圍巖大變形地質預測標準Table 3 Geological prediction standard for large deformation of surrounding rock

3.2 地質綜合分析預測

3.2.1 巖體性質分析

筆架山隧道巖體性質如下:

(1)隧道穿越地層中,T1d1灰巖、S2xj 頁巖、S2xj泥巖以及S1sh 頁巖為軟弱圍巖。

(2)根據試驗所得巖樣軟化系數判斷:S2xj 頁巖軟化系數為0.73,S1sh 頁巖軟化系數為0.70,S2xj 泥巖軟化系數為0.76,3 類巖體為遇水易軟化軟巖,在地下水發育區段,地下水軟化作用明顯,圍巖強度大大降低。

(3)區域內無斷層破碎帶,在勘察期間對隧址區巖體節理裂隙進行了統計并對各控制性鉆孔進行了聲波測井,綜合2 項結果資料,對巖體完整程度進行判定,區域內普遍發育層面裂隙,但大部分區段結構面組數不超過3 組,巖體較完整,局部區段圍巖巖體較破碎。該類巖性具備圍巖大變形發生的基本條件。

3.2.2 地應力環境分析

工程區內地應力的高低是大變形發生與否的關鍵性因素,其為大變形的發生提供能量。筆架山隧道最大埋深為1 382 m,根據地應力場反演結果,隧道沿線圍巖應力處于高到極高應力狀態,最大主應力值為7.68～34.41 MPa,滿足圍巖大變形發生所需的能量條件。

3.2.3 采空區影響性分析

隧道沿線與一“U”煤礦采空區在平面上兩次相交,但采空區位于隧道設計標高之上約500 m,見圖7。兩者相距較遠,根據圣維南原理,區域內采空區對隧道開挖變形影響較小可忽略。天然地質運動產生的空洞在施工開挖過程中通過超前地質預報確定位置及大小,防止擾動控制型大變形的發生。

圖7 采空區與隧道標高位置關系Fig.7 Location relation diagram of goaf and tunnel

3.2.4 大變形類型、機制及破壞模式分析預測

根據上述地質特征分析,由A1 標準進行大變形類型、機制以及破壞模式預測,區域內大變形為二次應力控制型大變形。軟弱巖層的單軸抗壓強度較低,其自身承載能力較弱,隧道沿線軟弱圍巖區段圍巖應力處于高—極高應力狀態。隧道開挖卸荷后,圍巖從三向應力轉變為二向應力狀態,圍巖峰值強度隨圍壓減小而下降,且地應力重分布產生高水平二次應力,超過軟巖的抗載能力,部分圍巖發生塑性流動變形。塑性變形的發展使得巖體閉合的結構面張開滑移,圍巖強度參數不斷減少,同時區域內地下水沿張開裂隙滲流入巖體內部,地下水對S2xj 頁巖及S1sh 頁巖軟化作用加強,圍巖強度的軟化又進一步加劇了大變形的發展[16]。此類環境下,發生擠出或彎曲鼓出型變形的可能性較大,最終圍巖巖體因拱頂下沉或邊墻內鼓變形發生剪切破壞。

3.3 有限元計算預測分析

選取隧道軟弱圍巖區段18 個不同巖性、不同埋深開挖斷面,通過有限元軟件建立隧道開挖模型,分析圍巖變形特征,研究開挖后圍巖二次應力場環境,為準確預測隧道圍巖大變形級別奠定基礎。

3.3.1 有限元開挖模型建立

隧道施工開挖對圍巖影響范圍為3～5 倍洞徑,根據隧道斷面尺寸確定開挖模型x、z向尺寸為80 m×80 m,沿隧道走向即y向選取10 m。為提升網格劃分質量,模型使用混合四面體網格;在隧道開挖斷面處進行尺寸控制,提高開挖模型計算結果準確性。從地質模型中提取隧道高程處應力σx與σz,為開挖模型添加應力邊界,邊界由圖5 確定。開挖模擬采用摩爾庫倫本構模型,圍巖參數由表2 確定。三維隧道開挖模型如圖8 所示。

圖8 隧道開挖模型Fig.8 Tunnel excavation model

3.3.2 圍巖變形部位及應力特征

在隧道開挖施工后,斷面內主要變形出現在拱頂與拱底,最大位移變形均為拱頂沉降變形;相較于豎向變形,埋深較小時兩側壁水平向擠壓變形并不顯著。選取計算得到的不同埋深典型斷面位移變形云圖,列舉具有代表性的斷面K23+376 和K25+300 進行說明,K23+376 埋深約為90 m,σx=4.5MPa,σz=3.8 MPa;K25+300 埋深約為1 260 m,σx=5.9 MPa,σz=28.0 MPa。豎向位移云圖見圖9,水平位移云圖見圖10,最大主應力云圖見圖11。

由圖9 可知:隧道圍巖在豎向應力較大情況下,圍巖發生較大變形,拱頂變形量值可達0.50 m。在實際施工過程中若不及時施加支護,將會發生大變形地質災害。由圖10 可知,隨著隧道埋深的增加,圍巖側壁總體表現為外側擠壓,但在豎向應力遠大于水平應力的情況下,隧道邊墻小范圍內出現內鼓變形,且遠大于圍巖深部外側擠壓變形。由圖11 可知,不同埋深下,隧道左右邊墻及拱腳處存在不同程度的最大主應力集中,最大主應力峰值出現在隧道邊墻,故該部位亦為變形破壞部位,且埋深越大,壓應力集中程度越高。在高應力環境下,開挖后隧道邊墻可能產生塑性內鼓變形破壞。隧道拱頂及仰拱部分區域最大主應力表現為拉應力,與圍巖較大沉降、隆起變形相對應。綜合圖9、圖10 及圖11,隧道圍巖水平位移相較于豎向位移較小,故圍巖總體的位移變形趨勢以拱頂、仰拱豎向位移為主,但在高初始應力區段,邊墻內鼓大變形亦會發生。

圖9 典型斷面豎向位移比較Fig.9 Comparison of vertical displacement of typical sections

圖10 典型斷面水平位移比較Fig.10 Comparison of horizontal displacement of typical sections

圖11 最大主應力云圖Fig.11 Maximum principal stress nephogram

3.4 圍巖大變形程度預測

圍巖大變形程度預測借鑒賈學斌[17]綜合國內外典型大變形隧道發生大變形時應力環境及巖體特征,最終確定的強度應力比大變形分級標準,分級標準如表4 所示。

表4 圍巖大變形分級標準Table 4 Classification standard for large deformation of surrounding rock

依靠強度應力比分級標準進行預測時,試驗所得巖石的強度與圍巖強度并不等同,圍巖強度主要指受地質構造作用影響的巖體強度,地質構造對圍巖強度影響程度如表5 所示。

表5 地質構造對圍巖強度影響程度Table 5 Influence degree of geological structure on surrounding rock strength

隧道沿線的P3w 灰巖、P2m 灰巖、P2q 灰巖以及S2xj 砂巖區段巖體為硬質巖,大變形發生可能性不大。根據上述地質條件對區域內圍巖大變形程度進行綜合預測,預測過程如下:首先根據試驗所得巖石單軸抗壓強度以及地質構造條件得出轉化后的巖體強度,地下水發育區段考慮地下水的軟化;隧道開挖后,圍巖應力重分布,為保證大變形預測結果準確性,提取各軟巖區段開挖模型最大主應力,結合大變形分級標準進行預測,提取結果見表6,最終預測結果見表6、圖12。

圖12 軟巖大變形程度預測結果餅狀圖Fig.12 Pie chart of prediction results of large deformation degree of soft rock

3.5 圍巖大變形結果綜合分析

數值計算所得圍巖變形特征和地質分析預測法所得結果保持一致,綜合2種預測方法所得結果:圍巖因拱頂下沉發生破壞概率較大,并且在高初始應力區段,隧道邊墻應力集中程度較高,σ1峰值亦出現在該部位,根據圍巖變形特征分析,圍巖側壁小范圍深度內會出現塑性內鼓變形破壞。由表6、圖12 可知,區域內大變形發生區段長度約2 814 m,占隧道總長56.3%,發生范圍較廣;K25+631～K25+909、K26+535～K26+602 區段發生嚴重大變形,占隧道總長8.8%。因此在施工過程中應重點關注這些區段邊墻及拱頂位置位移變形情況,及時采取控制措施,避免大變形災害的發生。

表6 隧道軟巖段大變形預測結果Table 6 Prediction results of large deformation in soft rock section of tunnel

4 軟弱圍巖大變形控制措施

在高地應力隧道中,應力釋放效應產生的變形難以避免,因此筆架山隧道支護措施遵循“剛柔并濟”和“先讓后抗”的支護理念。允許圍巖產生一定的塑性變形進行一定程度的應力釋放以充分發揮圍巖自身的抗載能力,當塑性變形發展到一定程度后,通過支護措施提高圍巖抵抗變形能力。

針對筆架山隧道沿線大變形以中等、嚴重大變形為主的特征,為避免圍巖大變形災害的發生,在借鑒國內外隧道典型軟巖大變形控制措施的基礎上,采用以下變形控制措施:

(1)針對區域內圍巖破碎段、富水區段,采用超前預注漿措施,預加固地層,封堵水源,降低變形過程中地下水對巖體的軟化作用。

(2)針對高地應力環境,加深仰拱深度,改善結構受力,斷面尺寸為12 m×9.6 m;提高仰拱回填混凝土強度,由C25 混凝土提高至C30 混凝土。

(3)采用雙層初期支護,并適當增加預留變形量。總預留變形量增加至24 cm,其中第一層14 cm,第二層10 cm。配合雙層I20b 鋼架支護,分階段提高支護強度與剛度,逐步釋放圍巖應力。既有效減少了大變形的發生,又充分發揮了圍巖的自穩能力。

(4)初支后,通過加密監測斷面、加大監測頻率,加強圍巖變形監測工作,二次襯砌施作在初期支護穩定后進行[18]。

5 結論

(1)綜合地應力實測數據及有限元反演計算所得隧道沿線應力場環境,區域內σH方向與隧道走向N13°W 夾角為7°～23°,夾角較小,從地應力角度來看,隧道方向對圍巖穩定有利。最大主應力量值范圍為7.68～34.41 MPa,根據地應力狀態評估標準,隧道沿線圍巖處于高到極高應力狀態,具備發生圍巖大變形的外部環境條件。

(2)在給出大變形分類的基礎上建立的一套圍巖大變形地質預測標準可為相關隧道未開挖段大變形預測提供依據,且文中考慮隧道開挖后形成的二次應力場所使用的大變形預測研究體系是將工程地質分析、實際應力場環境與預測方法緊密結合的更為準確的預測方案。

(3)基于所建大變形預測標準,筆架山隧道圍巖大變形主要受高地應力、巖體性質控制,屬于圍巖應力控制型大變形,地下水軟化作用是加劇圍巖大變形的重要因素;其中拱頂、仰拱豎向變形最為顯著,各區段隧道邊墻存在不同程度的最大主應力集中,在高初始應力區段邊墻會發生內鼓彎曲變形,最終圍巖因拱頂下沉或邊墻鼓出變形發生剪切破壞的可能性較大。

(4)隧道沿線56.3%區段圍巖會發生大變形,其中K25+631～K25+909、K26+422～K26+602 區段地下水發育,在地下水軟化作用影響下,出現嚴重大變形風險較大,隧道開挖施工過程中需特別注意。

(5)開挖施工時遵循“剛柔并濟”的支護理念進行大變形防治。采用超前預注漿,封堵水源,降低地下水軟化作用,預加固地層;加深仰拱深度,回填混凝土強度由C25 提高至C30,強化結構剛度;采用雙層初期支護,增加預留變形量至24 cm,并在初期支護后做好變形監測工作。研究結果可為同類工程大變形防治提供參考。