軟弱泥巖隧道底鼓災害機理研究與控制技術

隋毅,王衛軍,袁超,范磊

(湖南科技大學 資源環境與安全工程學院,湖南 湘潭 411201)

隨著我國高速鐵路的迅速發展,隧道工程的穩定控制和支護技術也愈發受到國內外眾多專家和學者的關注.現階段,我國高速鐵路主要采用無砟軌道技術,由于高速鐵路對軌道的變形量和使用年限要求較普通鐵路更高[1-2],因此在高速鐵路的隧道工程中,隧底結構的變形及穩定性控制便顯得尤為重要.特別對于穿越地質構造較為復雜的隧道,底部結構的長期穩定已成為影響隧道使用壽命的關鍵點之一.針對隧道內出現的底鼓問題,國內外學者進行了大量的研究.孔恒等[3]基于工程實踐,較為系統地分析了致使隧道底部隆起變形的原因、分類和針對性的控制技術;汪洋等[4]以云嶺隧道為工程背景,分析了隧道底鼓的成因,推導了隧道底鼓的表達式,并通過現場監測驗證了表達式的準確性;鄧濤等[5]通過深入分析石林隧道底鼓致災過程,總結出該隧道底鼓災害是一種集底板巖層彎曲失穩、遇水膨脹和擠壓流動為一體的綜合型底鼓模式;杜明慶等[6]以室內模型試驗和數值模擬為基礎,闡述了圍巖吸水膨脹致使隧道仰拱變形破壞的機理;馬曉文等[7]通過數值模擬手段,探討了泥巖隧道基底圍巖處于不同軟化系數和軟化深度下,對仰拱結構力學性能的影響;高震等[8]以強度劣化理論為依據,結合有限元模擬軟件,通過折減基底圍巖力學參數,研究了仰拱結構在不同條件下的隆起變形量大小,并驗證了圍巖強度劣化理論的適用性.針對底鼓問題的處理,不少煤礦巷道支護方面的專家學者[9-13]也進行了大量的研究,能夠為隧道底鼓災害的治理提供寶貴的參考意見.綜合以往研究成果來看,多數學者對隧道底部破壞原因的研究都著重于仰拱結構自身的力學性能,而對于仰拱基底圍巖的變形機理和控制措施研究卻相對較少.因此,本文以某高速鐵路隧道的3#橫洞隧道為研究背景,探討隧道底板隆起開裂的原因,針對性地提出合理支護方案并用于工程實踐.

1 工程概況

1.1 隧址區地質情況

某高速鐵路隧道位于湖北恩施境內,隧道全長13 186 m,最大埋深約為646 m.根據設計要求,隧道共開設3個橫洞、1個進口、1個出口.其中,3#橫洞位于隧道出口地段,橫洞起訖里程H3DK0+000～H3DK0+478,最大埋深約為257 m,隧址區內地層巖性以砂巖夾泥巖、泥質粉砂巖和頁巖為主,局部夾含銅砂巖及石膏,設計定性為軟弱Ⅳ級圍巖.橫洞隧道穿越的地層地下水賦存且以基巖裂隙水為主,對混凝土結構侵蝕性較大.

1.2 隧道斷面襯砌設計及底板變形情況

由于3#橫洞隧道作為高速鐵路隧道的附屬通道,出于成本考慮,斷面大小及支護方式依照單車道Ⅲ型Ⅳ級錨噴襯砌標準進行設計(無仰拱結構).隧道原設計斷面尺寸為6.96 m(高)×7.64 m(寬),采用錨噴構筑法進行施工,底板采用模筑混凝土一次澆筑成型,斷面設計方案如圖1所示.

圖1 橫洞斷面與原設計支護方案(單位:mm)

自橫洞開掘13個月后,H3DK0+232～H3DK0+252段內出現了明顯的底板隆起現象.經實測,底鼓區段內底板的最大隆起量達466 mm,嚴重影響施工機械和出渣車輛的正常通行.圖2為橫洞內底板變形破壞情況.

圖2 橫洞底板隆起變形

2 隧道底板隆起變形成因分析

2.1 圍巖強度及地下水滲流影響

3#橫洞底鼓段穿越暗紅色砂巖夾泥巖地層,圍巖強度等級為Ⅳ級,巖體的黏聚力c和內摩擦角φ值較低,屬中風化狀態,巖層節理裂隙發育.隧址區域內地下水較為豐富,經地質鉆探結果顯示,H3DK0+227～H3DK0+266里程內平均涌水量約 197 m3/d.隧道爆破開挖后,周邊圍巖切向應力增大,塑性區范圍呈持續擴展狀態,基底淺部圍巖勢必受卸荷影響出現大量擾動裂隙,地下水沿巖體內部結構面和擾動裂隙進行遷移.一方面由于水分的遷移作用,使得原本存在于巖體結構面之間的膠結礦物隨水分一起流失,直接影響圍巖的自身強度;另一方面,地下水的遷移使得水頭壓力產生一定變化,并作用于淺部破碎圍巖當中,加劇了圍巖裂隙的擴展.隨著圍巖體裂隙的進一步擴展,水分子又有了新的遷移路徑,導致較淺部泥質圍巖體吸水軟化、崩解并產生新的裂隙.這種過程周而復始,使得隧道周邊破碎圍巖范圍不斷增大,并在上覆巖層壓力和遠場構造應力的疊加影響下,產生較大的散體地壓作用于底板結構上,導致底板的隆起變形.

2.2 原支護方案下數值模擬分析

為分析原支護狀態下隧道圍巖的控制效果,通過FLAC3D有限差分軟件構建數值分析模型,對原支護方案下橫洞底板隆起變形的成因過程進行研究.模型尺寸為80 m×20 m×80 m(長×寬×高),選用Mohr-Coulomb本構模型,模型頂部施加4.98 MPa的垂直應力作為補償荷載,模型前后左右以及底部邊界均約束法向速度.為避免巖體在初次平衡過程中,由于軟件迭代算法而產生較大面積的塑性破壞,首先采用彈性本構進行求解,消除計算過程中巖體的塑性屈服狀態后,再進行正常求解.待初次平衡完成后,清除圍巖體已產生的位移和速度,即可得到模擬的原巖應力場.數值模擬力學參數如表1所示.

表1 數值模擬力學參數

經數值模擬,得到隧道周邊位移量、圍巖剪應力場及塑性區分布狀態,如圖3所示.由圖3a可知：原支護方案條件下,隧道拱頂下沉量約為11 mm,而底板位移量可達115 mm左右.究其原因,可能是因為原支護使得隧道兩側拱墻、拱腰及拱頂位置得到有效支護,但由于底板僅采用一次澆筑的混凝土結構進行支護,且強度和厚度均不大,因此隧道底板支護結構不能同時承受邊墻襯砌結構的壓模效應和遠場地應力作用于基底破碎圍巖產生的頂升壓力,最終表現為底板的收斂量顯著大于拱頂下沉量.如圖3b和圖3c所見,基底圍巖由于未能得到有效支護,未形成一個較為完整的承載體,因此圍巖塑性區發展范圍較大,最大塑性深度可達5.7 m;且原支護完成后,在兩側拱腳深度約5.9 m處呈現出大范圍的剪應力集中現象,此時巖體極易因較大剪應力影響而產生新的剪切破壞,導致較淺部圍巖承載能力進一步降低.

圖3 原設計方案數值模擬云圖

圖4 圍巖遇水泥化現象

橫洞開挖后會引起大量裂隙水涌入凈空并積聚于基底圍巖處,使得基底軟弱破碎圍巖在水理作用下逐漸崩解、泥化(如圖4所示),泥化后的巖體抗壓、抗剪強度大幅度降低.在拱墻襯砌施作后,由于襯砌自身重力直接作用于底板支護結構上,限制了底板結構兩側的豎向位移,使得底板中心部位處于臨空狀態,成為底板整體結構發生變形破壞的薄弱環節;加之整個隧道處于破碎圍巖中,圍巖塑性范圍較大,在隧道兩側破碎圍巖、上覆巖層自重以及遠場構造應力的同時作用下,基底破碎巖體極易受到擠壓作用向隧道凈空流動,破壞底板混凝土支護結構,最終形成擠壓流動型底鼓[14].

為分析軟巖流變性對底板隆起變形的影響,在原模擬結果的基礎上,基于軟件內嵌Burgers流變模型對橫洞周邊圍巖進行400 d的蠕變分析,分析結果如圖5所示.由圖5可見:經400 d蠕變作用后,底板圍巖位移量由初始狀態下的115 mm增長至372 mm,增長了223.5%;塑性區最大深度由5.7 m增加至8.5 m,增長了49.1%.現場實測統計結果顯示,底鼓區段內底板的平均隆起位移約為308 mm,與數值分析狀態下的圍巖位移量較為接近,由此可判定軟巖蠕變特性是引起底板隆起變形的一個重要影響因素.

圖5 原設計方案下蠕變分析結果

3 隧道底鼓聯合支護治理技術

根據上述底板隆起變形成因分析發現,在原設計支護形式下,僅采用強度為C30的混凝土對底板進行一次性澆筑,無法有效控制軟弱破碎圍巖隧道的底鼓變形,需從改善圍巖體自身力學性能的角度出發,增強其抗壓抗剪強度、改善受力狀態、提高整體結構承載能力,并輔以多種方式相結合的聯合支護形式才能從本質上解決底板隆起問題.為此,提出以“基底帷幕注漿”為主導、“鎖腳錨桿+底板錨索+網噴+仰拱鋼筋混凝土”為輔助的聯合支護技術,隧道拱頂、拱腰及邊墻按原設計支護方式不變,僅對底板進行加強支護處理,新支護方案如圖6所示.

圖6 新支護方案設計(單位:mm)

3.1 新支護方案設計參數

1)利用帷幕注漿技術對隧道基底破碎圍巖進行預加固處理,充分提高其抗腐蝕、抗變形能力.注漿工藝流程:首先采取C25混凝土初噴,使表面松散破碎圍巖形成止漿層,初噴厚度180 mm;其次,利用Ф130 mm鉆頭低速鉆入至底板圍巖6.5 m處,每2 m設置4個注漿鉆孔,斷面之間注漿鉆孔交錯布置,待孔位成形后埋設規格為Ф108 mm×6 000 mm的注漿膠囊管,并將膠囊管端頭用水泥基錨固劑錨固于底板巖層中;而后,選用水灰比為(0.85～1.1)∶1的硅酸鹽水泥、水玻璃雙漿液注漿材料對底板整體裂隙發育圍巖進行注漿加固處理,使漿液和底板破碎巖層在一定范圍內形成穩定的帷幕注漿體,有效抵抗深部巖體的變形壓力,阻隔基巖裂隙水對底板的侵蝕作用.整體注漿速度設計為20～45 L/min,終止注漿壓力為1.4～2.0 MPa.

2)鎖腳錨桿為由Φ42 mm×3 000 mm的注漿小導管加工制成,布置于鋼拱架前后兩側,與底板呈45°打入拱腳位置處.

3)底板錨索采用Ф21.6 mm×7 000 mm由9股鋼絞線組成的中空注漿錨索,布置于基底圍巖處,每循環設置5根,環、縱向間距為1.0 m×0.8 m,呈梅花形布置.

4)鋼筋網選用間距為200 mm×200 mm的Ф8 mm鋼筋焊制.

5)底板復噴砼為C20,厚度120 mm,鋼筋混凝土回填層采用C30,厚度400 mm,充分抵御圍巖變形以及運輸車輛荷載對仰拱結構穩定的影響.

3.2 治理方案數值分析

為驗證新支護方案下隧道底板變形控制效果,依據原支護狀態下的隧道數值模型,基于FLAC3D分析了隧道底鼓段在新方案下(材料參數見表2)圍巖豎向位移和塑性區的分布狀況(見圖7).

表2 材料參數

圖7 新支護方案下位移和塑性區云圖

結合圖3和圖6可知:新支護方案設計下,隧道底板圍巖豎向位移量和塑性區范圍都較原支護方案有顯著的降低.其中,基底中心部位圍巖體隆起變形量僅為31.8 mm,較原設計方案下的115 mm,縮減了約72.3%;塑性區深度在新方案下降低至2.7 m,與原方案相比,縮小了約58.7%.說明新支護方案既提高了底板圍巖的整體強度,使集中應力向圍巖深部轉移,又加強了隧道支護結構的抗變形能力,有效抑制底鼓破壞模式,維護了隧道結構的整體穩定.

4 應用效果分析

依照新支護方案,預先對隧道底鼓段進行基底帷幕注漿處理,通過注漿技術一方面能夠使底板破碎圍巖迅速形成較為完善的帷幕膠結體系,大幅度提高破碎巖體的抗剪能力,增強底板結構整體承載能力;另一方面,新形成的帷幕膠結體能夠有效隔擋后續開挖過程中地下水的遷移，避免地下水對底板巖層的軟化.新支護方案施作完成后,采用孔內成像技術對底板巖體固結狀態進行效果評價,其中A3孔位影像資料如圖8所示.探測結果表明,新支護體系下,基底圍巖破碎程度得到大幅度改善,逐漸形成一個較為系統的注漿體結構.據圖8孔位影像顯示,改進處理后的底板巖層塑性發育深度約為2.3 m,與數值模擬結果較為接近,且孔內壁較為平順,無孔洞塌陷情況,無積水、涌水、突泥現象,漿液分布均勻,充填效果較為明顯,初步判定底板巖體強度得以提高.

圖8 A3孔位影像資料

采取新方案對隧道底鼓段進行重新修復后,通過Trimble TX8三維斷面掃描儀對H3DK0+255段基底圍巖變形量進行為期30 d的監測,測點位置和累計變形量如圖9所示.由圖9b看出:基底中心部位(監測點A)累計變形量相對較大,最大變形量為36.88 mm,并在14 d左右趨于穩定;測點B和C處較中心部位位移量有顯著降低,于11 d左右趨于平穩狀態,最大位移量分別為23.47 mm和22.13 mm;而測點D和E處位移量最小,趨于穩定狀態所用時間也最短,僅8 d左右就達到穩定,穩定時位移量分別為12.53 mm和14.62 mm.說明新支護方案下,隧道底板變形控制效果顯著,能夠保障隧道后期的正常使用.

圖9 隧道基底測點布置及位移曲線

5 結論

1)匯聚于隧道底部的地下水對基底圍巖體具有較強的侵蝕作用,使基底圍巖塑性區范圍顯著大于隧道兩幫和拱頂位置,且隧道各部位圍巖塑性范圍與對應臨空面的變形量存在相對一致性,即塑性范圍越大的區域其收斂變形越大.

2)以“基底帷幕注漿”為主導、“鎖腳錨桿+底板錨索+網噴+仰拱鋼筋混凝土”為輔助的聯合支護技術能從根本上改善破碎圍巖體自身強度和所處力學環境,提高底角抗剪切滑移破壞能力,阻止巖體的塑性流動,抑制隧道底板隆起.