花椒箐軟巖隧道變形規律與支護對策研究

鮑先凱,時睦涵,雷彥宏,張 武,王舒銳

(1. 內蒙古科技大學 土木工程學院,內蒙古 包頭 014010; 2. 中鐵二十局集團第五工程有限公司,云南 昆明 650200)

0 引 言

軟巖隧道存在著大量強度低、風化程度高、結理破碎的膨脹性圍巖,當遇到較大地下水時,容易發生膨脹變形。在高地應力工況中,常表現出大位移變形、強流變性、高構造應力等特點,若支護不佳,則容易喪失自穩能力和承載力,嚴重影響到隧道安全、施工進度及施工人員的生命。

關于軟巖隧道圍巖變形的發生機制,普遍認為應從力學因素和巖性因素兩方面進行分析。力學因素方面,羅寧[1]認為:隧道因開挖卸載和施工荷載,使得隧道圍巖力學條件驟變,引起應力重新分布,當超出圍巖強度時則會引發圍巖塑性形變;王成虎等[2]和李天斌等[3]均認為:軟巖隧道圍巖發生變形是在圍巖初穩后由剪應力超限所產生的流變行為;鄒洋等[4]的研究發現:剪應力超限往往在短時間內完成,流變行為則表現為累進性和時效性。巖性因素方面,O.AYDAN等[5]和K.TERZAGHI[6]分別認為:軟巖隧道圍巖中含有大量穩定性較低的特殊礦物,易受水文環境影響,吸水膨脹使得巖體物理構造發生改變,同時還會發生水化反應,從而引起巖體本身的力學性質發生改變,最終造成圍巖較大變形。綜合大量實際工程案例發現,高地應力、巖性軟弱、地質結構惡劣的軟巖隧道常會因為支護措施不當引起圍巖大變形。LI Guang等[7]考察了甘肅金川煤礦軟巖巷道4 000 m范圍發生的偏壓、冒頂、頂板開裂、底部隆起、側壁開裂、兩幫剝落(最嚴重)等6種病害類型數量,并重點分析了其中4種主要變形類型的力學機理;ZHENG Lujing等[8]通過Rocscience Phase 2.0軟件對貴州深部破碎軟巖巷道主進路進行了數值分析,認為其變形破壞機理主要是由于圍巖中泥巖強度弱、地應力高和支護強度低的共同作用所致;SUN Xiaoming等[9]利用人工泥巖和砂巖材料復刻了甘肅省新安煤礦的地層構造模型,并進行了相似性試驗,分析了深埋軟巖隧道在開挖過程中的變形機理和力學行為演化過程,認為應力傳遞路徑首先從巷道右側向左側傳遞,再向巷道頂部移動,最后應力向巷道遠場巖體傳遞。

以上深埋軟巖隧道變形研究積累了大量的軟巖大變形理論和工程經驗。在工程實踐中,不同軟巖隧道存在著不同的工程地質特性和力學環境,使其變形機制和變形規律各有特點,相關研究往往需要具體化,而設計階段采取的施工方法和控制技術有時缺乏工程針對性,使得施工過程中出現大變形,增加了施工的難度。筆者以花椒箐軟巖隧道為工程背景,通過數值模擬了軟巖隧道施工過程,分析了圍巖在施工過程中的力學特征,并重點研究預留核心土施工工法下軟巖隧道的變形規律和發生機制,提出的新支護對策,模擬驗證符合設計要求后,運用至實際工程,并進行現場變形監測。

1 工程概況

花椒箐隧道位于新建的大麗高速公路土建第7合同段,是一座分離式隧道。該隧道右幅出口分界段里程為K40+802—K39+000,全長4 385 m;左幅隧道起止點樁號為K36+490—K40+880,全長4 390 m,左、右幅隧道間凈距約為32 m,最大埋深約為417 m,屬于深埋隧道,是大理地區僅次于中梁子隧道的第二長隧道。該隧道穿越洱海斷陷盆地外圍的中山區,該地區地形切割較深、地勢較陡峻、地形復雜、溝谷縱橫,受紅河-洱海區域性大斷裂及次生小斷層影響,巖體相互穿插、構成復雜、風化強烈、自穩能力差,加之隧道區段內有多處玄武巖侵入灰巖內,破碎帶及巖性接觸帶很發育,圍巖巖性十分復雜。隧道所處圍巖地層巖性主要包括:第四系粉質黏土、碎石土、角礫土、塊石土及粉質黏土夾粉土粉砂,奧陶系下統向陽組頁巖、砂質頁巖夾泥質砂巖泥巖,泥盆系下統青山組灰巖,喜山期煌斑巖,華力西期輝長巖,喜山期堿性玄武巖等11種。隧道圍巖級別主要為Ⅴ級和Ⅳ級,是軟巖隧道。室內土工試驗測得的圍巖物理力學參數見表1。隧道斷面形式為曲墻拱式,采用復合襯砌結構形式,環形開挖雙臺階預留核心土法施工。施工過程中發現原有的支護方案無法滿足設計要求,需要進一步改進。

表1 隧道圍巖類型及物理力學參數

2 軟弱圍巖變形數值模擬

2.1 模型建立

為了能直觀反映隧道變形過程和力學狀態,筆者利用Midas/GTS進行數值模擬,并對隧道開挖過程的應力演化和變形進行研究。根據圣維南原理及相關數值模擬經驗[10],一般隧道直徑的3～5倍[11]范圍內均是應力影響的地層區域,為消除邊界效應對模擬精度的影響,模型尺寸選擇3倍隧道直徑。

模型邊界條件是:隧道直徑為11 m,高度為8.5 m;在水平方向上(x軸),模型水平寬度取為11×3×2+11=77 m(左、右隧道圍巖水平寬度各取開挖隧道直徑的3倍,其中隧道跨度為11 m);在垂直方向上(z軸),模型底部與隧道底部的距離為洞高的3倍即8.5×3=25.5 m,隧道的埋深為88 m,總高度122 m;在縱深方向上(y軸),模型長度取72 m,上臺階開挖步距3.6 m,下臺階開挖步距1.2 m,共60個循環步;采用復合襯砌結構形式,噴射C30混凝土,厚度為28 cm,φ6鋼筋網片,網格尺寸為20 cm×20 cm,系統錨桿長度為3.5 m,梅花形布置,環向間距0.8 m,縱向間距1.2 m。

隧道施工過程中的開挖和支護分別采用“鈍化”和“激活”功能進行模擬。為消除開挖過程中的端部效應,選取模型中間部位斷面——距離洞口36 m處(以下簡稱“目標斷面”)進行模擬分析,這更能反映出隧道施工的一般性情況。在確保單元節點耦合的前提下,將目標斷面單獨設置為一個平整的網格組,以便提取更直觀的應力應變數據,隧道三維網格模型如圖1。

圖1 三維隧道計算模型

隧道圍巖采用實體單元模擬,圍巖單元彈塑性階段采用Drucker-Prager彈塑性本構,襯砌采用板單元模擬,錨桿采用植入式桁架模擬,將鋼筋網片的物理參數折算到混凝土中[12]。支護部件模型物理參數見表2;模擬預留核心土法施工步序見表3。

表2 模型物理力學參數

表3 環形開挖雙臺階預留核心土法模擬施工步序

2.2 數值模擬結果

2.2.1 隧道斷面變形

軟巖隧道開挖拱頂和拱底的最大變形量為斷面的中間點[13-14],故可以通過拱頂中點凈空值變化來反映拱頂、拱底的變形情況,通過布置水平測線AB(拱肩部)、CD(拱腰部)長度值變化來實現凈空水平收斂的監測,凈空收斂與拱頂下沉測點布設在同一個斷面,監測點布置情況如圖2。在數值計算過程中,特地增加對拱底變形量的監測。目標斷面各測點累計變形量如圖3,變形預警值為20 cm。

圖2 監測點布置示意

圖3 目標斷面隧道變形結果

由圖3可知:在隧道開挖到26步時(距目標斷面4.8 m,見圖4),此時目標斷面各部位變形量很小;隨著開挖面向前推進,從第27步起目標斷面各區域變形量開始加速;從第31步(目標斷面上部環形土體開挖完成)到第38步(目標斷面仰拱施作完成),隧道各監測點變形量急劇增加,各測點發生變現量占總變形量的53.9%,說明目標斷面開挖施工對其變形影響最大;第38步之后,隨著開挖斷面支護體系逐漸發揮作用,隧道變形速率開始逐漸放緩,最終趨于平穩。待整個隧道開挖完成之后,拱頂最大沉降量為20.2 cm,拱底最大隆起量為21.7 cm,最終隆起量為21.3 cm,超出工程預警值;拱肩最大收斂值為7.0 cm,拱腰最大收斂值為4.8 cm,均小于工程預警值。

圖4 S26目標斷面豎向位移云圖

綜上,相比于拱頂、拱底變形量,隧道水平收斂值小很多,各部位變形量大小關系為:仰拱>拱頂>拱肩>拱腰。隨著隧道開挖,目標斷面累計變形量的發展經歷了“初期緩慢增長→中期驟變→最后平穩”的過程,硐室整體向內收斂,隧道各部位變化節奏基本同步。這主要是因為隧道施工過程中的圍巖變形經歷了超前變形階段、開挖變形階段和收斂變形階段。超前變形階段主要是由于隧道施工導致工作面前方圍巖產生一定的荷載釋放,造成目標工作面出現較小變形量;開挖變形階段主要是隧道施工引起上部圍巖荷載釋放,應力重分布,隧道圍巖變形響應劇烈,變形較大;在收斂變形階段,隨著掌子面向前推進,隧道變形速率逐漸減小,洞周變形趨于穩定。

2.2.2 圍巖應力與應變

為進一步研究隧道開挖的力學環境,分析目標斷面隧道最終的等效應力云圖、等效應變云圖、剪應力云圖、有效塑性應變云圖如圖5。

在不考慮體積應變條件下,等效應變和等效應力是將隧道圍巖中同時關聯的三向應力和三向應變等效成簡單的單向拉伸或壓縮狀態[15],以表示圍巖加載-形變關系,等效應力-等效應變關系與隧道圍巖彈、塑性區的各階段應力-應變狀態相對應,可以根據等效應變來確定隧道圍巖的滑移線,即松動圈分布情況。從圖5(a)可看出:隧道拱頂和仰拱卸載效應明顯,且范圍大,最小應力位于拱底,為0.006 7 MPa;隧道拱腰部位發生較大程度的應力集中,分布范圍相對較小,最大應力為3.424 MPa。卸載效應和應力集中是圍巖在地應力作用下出現破壞的主要力學因素,這二者的分布直接影響著洞周圍巖破壞剝離程度,并與隧道斷面在不同方向發生的位移程度相對應,這在圖5(b)中得到了很好地印證。由圖5(b)可知:松動區域成橢圓形分布,豎向大,橫向小,呈現出“扁鴨蛋形”,等效應變程度較大區域主要位于拱底下方,最大等效應變發生在拱腳處,隧道各部位等效應變值大小關系為:拱腳>拱腰>拱底>拱頂;隧道各部位等效應變分布范圍大小關系為:拱底>拱頂>拱肩>拱腰,這與隧道目標斷面各部位發生變形結果(圖3)關系一致。由圖5(c)可知:目標截面左、右半幅剪應力在絕對值上呈對稱分布,方向相反,剪應力集中在拱腳部位,最大剪切應力為0.88 MPa;結合圖5(a)可看出,卸載效應區域和應力集中區域與原巖應力場交錯處(即拱腳和拱肩)易形成剪應力分布,一般認為隧道圍巖形變破壞是由于施工加、卸載引起的巖體極限剪應力失穩所致,故剪應力直接導致了塑性應變的產生。由圖5(d)可知:塑性應變區域分布同剪應力分布相對應,呈十字交叉形,主要分布在拱肩和拱腳,其中拱腳的塑性程度最嚴重,范圍最大,塑性范圍最大拓展深度約為洞徑的2倍;值得注意的是,拱肩部位上方出現明顯的應變集中區域,說明錨桿錨固深度不足,錨固的圍巖區域不夠穩定,錨桿支護作用發揮不佳。因此,模擬原來的支護條件無法很好地滿足本工況下的支護要求。

圖5 目標斷面圍巖力學環境特征云圖

3 花椒箐隧道變形機制及支護對策

根據隧道圍巖壓力拱的形成過程[16],支座水平力與拱頂圍巖穩定性關系的描述如式(1):

(1)

式中:y為拱高;H為支座水平力;V為支座豎直力;W為拱體單位荷重;x、x0分別為拱的橫坐標。

壓力拱高度會隨著支座水平力的增加而減小,這說明拱腳力學狀態情況直接影響著圍巖的穩定性。這種圍巖拱效應是巖體拱結構為了抵抗變形而發生力傳遞的偏離,即拱壓力由頂板向兩幫和底板傳遞的過程[17]。為了進一步分析目標斷面開挖時的應力演化情況,弄清花椒箐隧道發生大變形的主要機制,特提取目標斷面上部環狀土體開挖(S31)和下臺階土體開挖(S35)兩個特征工序節點的剪應力云圖進行應力演化過程分析,如圖6。

圖6 特征工序節點的目標斷面剪應力云圖

由于隧道工法特點,斷面在施工過程中會發生兩個階段拱效應。第1階段位于隧道拱腰部位,如圖6(a),當上部環形土體開挖后,拱頂圍巖力通過拱結構傳導至上臺階拱腳部位(斷面貫通后的拱腰部位),初步發生剪應力集中;第2階段位于隧道拱腳部位,如圖6(b),隨著工序進行,核心土和下臺階開挖,剪切應力集中區域向兩幫及下臺階拱腳的圍巖深處轉移。兩次過高的應力集中,加之軟巖強度和變形模量小,使得兩幫和拱腳的圍巖在施工工法和高應力影響下極易發生剪切變形破壞和滑移變形破壞,并進一步導致頂板下沉量和變形速率增加,這也進一步會造成拱肩部位的錨桿因錨固深度不足而產生剪應力集中,對隧道豎向變形的約束作用減小,使得整個隧道處于不穩定狀態,這與塑性應變云圖5(d)情況相一致。

根據數值計算結果并結合隧道自身工況,導致花椒箐隧道變形的主要因素包括:圍巖軟弱、二次圍巖應力分布不均勻(應力卸載與應力集中)、支護整體強度不足。隧道支護設計存在如下不足:① 支護系統對圍巖強化效果不足,圍巖自承載能力弱,拱頂與兩幫未形成均衡協調的支護系統;② 錨桿長度較短,未起到主動加固的作用,圍巖未形成有效的整體承載結構;③ 未對關鍵部位(兩幫和拱腳)采取及時、有針對性的加強支護,使得兩幫和拱腳部位發生劇烈塑性擴展,大大削弱了圍巖承載能力。

針對上述問題,筆者采取“關鍵部位強化支護+高強鎖腳錨桿支護+斷面錨桿整體強化”的手段進行優化,建議采用C30早高強纖維混凝土,增長錨桿長度至6 m,梅花形布置,環向間距0.8 m,縱向間距1.2 m。在初襯施工時,在斷面臺階拱腳處增設高強鎖腳錨桿,長度為6 m,鎖腳錨桿角度為15°,以應對施工過程中上、下臺階拱腳處應力集中情況。據此,調整模型參數對優化后隧道施工再次進行模擬,優化前后隧道支護措施、目標斷面塑性應變分布和變形對比情況,見圖7～圖9。

由圖8可知:優化后目標斷面塑性應變區域明顯減小,塑性應變分布更加緊湊,優化后拱腳和拱肩的塑性應變狀況得到明顯改善,拱腳區域塑性應變程度相比優化前降低20.0%,拱肩部位上方的應變集中現象消失,這說明改進后錨桿支護作用發揮良好,鎖腳錨桿對鎖腳部位的塑性應變集中發揮了很好地限制作用。由圖9可知:優化后,拱頂最大沉降量為16.0 cm,較優化前減少了20.3%,拱底最大隆起量為18.4 cm,較優化前減少了15.2%,最大水平收斂量平均值比優化前減少了20%,變形控制在預警值范圍內,優化后控制效果顯著,故支護改進方案能夠達到優化目的。

圖7 優化前后支護措施對比

圖8 優化后目標斷面最終塑性應變云圖

圖9 優化前后目標斷面最大變形量對比

4 實際支護效果監測分析

4.1 變形監測

為了考察支護優化的實際效果,筆者對優化后的隧道施工段變形進行了現場監測。采用收斂位移計進行現場測量,測點布置與模擬測點(圖2)一致,由于現場施工時拱底監測點受出渣車輛影響較大,無法真實地反映監測數據,故現場未進行拱底監測點的布置。在避免爆破作業破壞測點前提下,盡可能靠近工作面埋設,一般距工作面為0.5～2.0 m,并在下一次爆破循環前獲得初始讀數。初始讀數在開挖后12 h內讀取,最遲不超過24 h,在下一循環開挖前,完成初期變形值讀數。斷面測點布置好后即可通過監控量測儀表進行數據采集工作,為滿足分析數據需要,采集數據頻率如表4。

表4 監測頻率

4.2 現場監測數據分析

從監控斷面中選取斷面K40+800進行分析,所得監測數據如表5。

表5 各監測點位移監測數據(K40+800)

該斷面埋深較深,圍巖性質差,為軟弱圍巖,最能反映圍巖的變形規律。當水平相對凈空變化速度大于10～20 mm/d時,表明圍巖處于急劇變形狀態;當變化速度小于0.2 mm/d時,圍巖達到基本穩定,圍巖變形預警值為20 cm。各監測部位變形量隨時間變化曲線和單日變形速率情況如圖10。

圖10 K40+800斷面變化情況

由圖10(a)可知:K40+800斷面拱頂沉降呈對數增長,前期增長迅速,最后趨于穩定,前5 d變形速率較大,起伏變化劇烈,最大值達到1.38 cm/d,說明初期圍巖能量釋放較快,地應力重新分布,且變化較大,初期支護作用發揮較慢,圍巖處于急劇變形期;在6～9 d拱頂沉降速率逐漸降低至0.75 cm/d,此時圍巖彈性應變能逐漸耗散,隧道初期支護強度提高,變形得以控制。隨著圍巖彈性應變能耗散和應力重分布的逐漸完成,其變形速率進一步減小,隧道變形趨于穩定,拱頂最大沉降值為17 cm。

由圖10(b)、圖10(c)可知:AB、CD測線的水平收斂量和收斂速率變化趨勢基本一致,拱肩處(AB測線)水平收斂量、變化速率均略大于拱腰部(CD測線)。AB測線最大水平收斂量約為3.67 cm,最大收斂速率為0.51 cm/d;CD測線最大水平收斂量約為3.02 cm,最大收斂速率為0.35 cm/d。這是因為:隨著隧道上臺階開挖,隧道開挖區域圍巖應力逐漸釋放,且初期支護開始發揮作用,使邊墻拱肩、拱腰區域的圍巖變形受到控制,變形不再進一步發展。綜上,實際監測結果與模擬數據基本吻合,支護優化建議能很好解決花椒箐隧道軟巖變形問題,支護方案和研究方法可為后續工程設計施工提供借鑒和指導。

5 結 論

1)花椒箐隧道變形是由支護條件不佳造成的軟弱圍巖變形,隧洞硐室整體向內收縮,變形以拱部整體下沉為主要特征,伴隨拱腳、拱肩發生較為劇烈的塑性剪切破壞,變形主要發生在工作面開挖過程中,速度快、總量大,加之兩幫支護較為薄弱且沒有與拱部形成較為協調的支護系統,數值模擬的沉降結果超出預警值,支護效果不理想。

2)結合數值計算的隧道應力和塑性區分布情況可知:二次應力作用造成的豎向變形是導致花椒箐隧道變形的主導因素,隧道拱肩、腳部位應力集中現象明顯,通過增加錨桿長度,增設鎖腳錨桿等措施進行針對性優化支護,以此提升隧道抗壓性能,減少變形。

3)支護措施改進后的實際監測表明:拱頂最大沉降量為17 cm,未超出圍巖變形預警值為20 cm,圍巖最大水平收斂量分別為3.67、3.02 cm,支護效果符合預期。