高地应力隧道软岩大变形预测分析及控制措施

韩会军 乔栋磊 何 聪 梁 斌

(1.中铁十五局集团第五工程有限公司,天津 300133;2.河南科技大学土木工程学院,河南 洛阳 471000)

软岩大体上可以从三个方面定义,即岩性指标范畴、工程范畴以及地质学描述范畴[1]。岩石工程学界从岩石力学特性出发将其单轴抗压强度处于0.5～30 MPa、弹性模量小且变形较大的岩层定义为软岩[2]。随着铁路、公路、水利工程建设的不断发展,我国中西部地区隧道建设呈现出特长、深埋等特点。目前长隧道施工虽然不再是工程建设的难题,但是在围岩软弱、高地应力的地质条件下,围岩大变形仍是开挖过程中面临的最主要的地质灾害之一。如川藏铁路的折多山隧道、宝中线上的木寨岭隧道、丽香铁路的中义隧道等,给工程建设顺利实施造成极大困难[3-5]。因此,在隧道开挖前对其进行大变形预测,并根据预测结果制定相应的控制措施可以促进隧道施工安全顺利进行。

关于隧道围岩大变形的定义,目前还尚未形成统一的认识和标准[6]。现阶段学术界从其发生机制和破坏特征出发,定性地认为围岩大变形是一种因剪应力达到极限失稳蠕变而导致的具有时效性的围岩变形行为,这种具有明显时间效应的塑性破坏活动与围岩坍塌、岩爆等围岩破坏活动存在显著差异[7]。针对围岩大变形分类和预测等问题,国内外学者做了大量研究工作。王成虎等[8]根据大变形发生原因将其分为应力型、材料型和结构型3 类,并改进了应力型大变形的预测公式。周航等[9]分析了典型大变形隧道的发生规律,全面选取了围岩最大主应力等13 项评价指标,通过理想点法理论建立了组合赋权—理想点大变形预测模型。何乐平等[10]基于15 个评价指标将围岩大变形分为4 级,通过主客观权重建立博弈论—云模型,得到了一种新的大变形风险评估方法。刘振锐等[11]在改进的云模型理论的基础上,将大变形指标进行融合,提出了一种可以充分考虑到不确定因素的围岩大变形评价方法即改进云模型评价方法。虽然大变形预测方法较多,但由于大变形理论研究尚不成熟,加之现场地质条件复杂[12],因此,目前紧密结合工程地质分析及开挖后围岩二次应力场的准确且实用的大变形分析预测方法却较少。

基于现有研究成果,结合围岩大变形发生机制对大变形类型做进一步划分:围岩应力控制型大变形、岩体成分控制型大变形、岩体结构控制型大变形和采空区扰动控制型大变形,基于此建立隧道围岩大变形预测标准。以笔架山深埋公路隧道为例,在地应力测试基础上结合已有地质调查结果,建立3D 地质计算模型,将反演所得隧道工程区地应力场作为开挖模型边界条件,计算分析开挖后围岩变形特征及二次应力场环境。综合工程地质条件、水文地质特征应用所建大变形预测标准对大变形类型、机制及破坏模式进行综合分析预测,基于开挖后围岩二次应力场环境及岩体性质结合大变形分级标准对大变形程度进行预测。根据预测结果结合工程地质特征为各区段制定科学合理的隧道开挖支护方案以控制围岩变形。

1.1 工程概况

笔架山公路隧道位于巫溪县白鹿镇境内,为双向分离式隧道,隧道全长约5 000 m,为特长公路隧道。左线起讫历程为ZK23+248.0～ZK28+245.0,右线起讫里程为YK23+266.0～YK28+265.0。隧道工程区位于秦岭山脉南麓,山脊走向呈东西向,隧道轴线走向N13°W,隧道横穿山脊。工程区内以高中山区为主,沿线山顶高程多在1 000 m 以上,山脊最高海拔高程为1 972 m,进口设计隧道路面高程为539 m,出口设计隧道路面高程为637 m,隧道线路纵坡坡度1.95%,笔架山隧道最大埋深为1 382 m。

1.2 工程地质条件

隧道沿线地处四川盆地边缘山区,区内岩溶地貌为主,地形地貌形态复杂。区域内地下水分布不均,以基岩裂隙水和碳酸盐岩类裂隙溶洞水为主,K24+484～K24+701 与K25+792～K26+565 区段为岩溶水子系统区段,地下水发育,水量受季节影响较大。工程区所处的秦岭山脉褶皱构造聚集,区域内断层不发育,隧道穿越2 个向斜、2 个背斜,由北向南依次为猫儿笼背斜、贝母淌向斜、橙子岩背斜以及秀登城向斜,区域内地质构造作用复杂。隧道主要穿越地层岩性由老到新为:志留系下统双河场组(S1sh)、志留系中统徐家坝群(S2xj)、二叠系中统栖霞组(P2q)、二叠系上统吴家坪组(P3w)、二叠系中统茅口组(P2m)以及三叠系下统大冶组(T1d1),笔架山隧道地质构造纵断面见图1。

图1 地质构造纵断面Fig.1 Longitudinal section of geological structure

围岩应力场环境是大变形发生与否的重要影响因素,为准确地进行围岩大变形预测,基于工程区构造应力场环境,结合地应力实测资料通过Midas GTS NX 反演区域内完整的地应力场,分析隧道沿线应力场的分布规律,为围岩大变形预测奠定基础。

2.1 工程区地应力场分布

2.1.1 地应力测试结果

在区域内贝母淌向斜核部采用水压致裂法进行地应力测试,这种方法是在同一测点3 个不同方向的钻孔中独立进行的,以此测量各方向应力分量,进而得到三维初始应力状态[13],为研究地应力场特征,现场测试结果见表1。

表1 测孔初始应力实测结果Table 1 Measured results of initial stress in measuring hole

根据地应力测量结果:最大水平主应力σH方向在N22°～35°W 范围内,与隧道轴线方向N13°W 呈小角度相交,隧道布置方向有利于围岩稳定。在埋深601.7～846.9 m,σH值为15.7～24.4 MPa,竖向应力σv值为13.2～23.3 MPa,最小水平主应力σh值为8.8～14.9 MPa,故σH>σv>σh,区域内该埋深范围内构造作用较强,最大水平主应力方向侧压力系数λH为1.06～1.34,故竖向应力与最大水平主应力相近,钻孔附近地应力场由构造应力场及自重应力场联合作用形成。

2.1.2 地区构造应力场

岩体自重和地质构造作用共同构成区域内地应力场,对构造作用下形成的构造应力场进行研究可以整体把握地应力场的大致规律,其可为地质计算模型应力边界的确定提供依据。基于该地区震源机制解提取工程区最大水平主应力走向,如图2 所示,由图2 可知,区域内构造作用引起的σH方向总体表现为NNW 向[14]。

图2 区域最大主应力方向分布Fig.2 Regional maximum principal stress direction distribution

2.2 有限元地质模型建立

对区域内不同地层单元共选取62 组岩样进行试验,岩样见图3。根据岩样试验值确定有限元模型岩体物理力学参数,如表2 所示。

表2 笔架山地层岩体力学参数Table 2 Mechanical parameters of rock mass in Bijiashan strata

图3 钻孔岩芯Fig.3 Drill hole rock core

适当扩大地质模型边界范围以减少边界效应对计算结果准确性的影响,最终在区域内沿隧道走向选择一块5 000 m×1 000 m 的矩形区域作为数值计算区域。以隧道轴线走向N13°W 为x轴,模型底部高程为150 m,上部取至地层表面,隧道位于地质模型中央,地层采用摩尔库伦本构模型进行模拟。根据笔架山隧道地质构造纵断面图,考虑褶皱构造及地层岩性影响,基于区域构造应力场环境,采用直接调整边界条件的方法结合实测地应力结果,确定边界条件,建立隧道工程区地质模型,3D 数值计算模型见图4。

图4 有限元地质模型Fig.4 Finite element geological model

2.3 地应力场结果分析

提取地质模型在向斜地应力测试处埋深601.7～846.9 m 范围内x向应力σx、y向应力σy以及xy平面内剪应力τxy值,竖向应力为14.1～24.5 MPa,由式(1)、式(2)计算得σH为14.4～23.9 MPa,最大水平主应力方向α0为N18°～33°W,并与初始应力实测结果作对比,最大水平主应力量值范围误差在3.2%～8.3%,竖向应力量值范围误差在4.9%～7.8%。对比可知,初始应力场反演结果与初始应力场实测结果方向近似,且在量值上相近,验证了地质模型反演所得初始应力场的准确性。

根据地质模型提取隧道沿线最大主应力σmax、z向应力σz和σx,如图5 所示。由图5 可知:隧道沿线σx量值范围为4.17～8.03 MPa,处于较稳定状态;竖向应力在里程K25+907 区段附近最大为29.00 MPa,与隧道最大埋深段相对应。在隧道埋深较小处,σz值较小,其与水平向应力相近,此时地应力场由构造应力场以及自重应力场联合作用产生;埋深超过720 m 时,σz值超过水平向应力,随着隧道埋深的增加,地应力场逐渐由自重应力场主导。计算所得σH方向为N20°～36°W,其与隧道走向夹角较小,对隧道围岩稳定有利。

依据《GB/T 50218—2014 工程岩体分级标准》[15],采用Rc/σmax初始应力状态评估标准对隧道沿线应力状态进行划分,划分标准如下:当Rc/σmax<4 时,处于极高应力状态;当4≤Rc/σmax≤7 时,处于高应力状态;当Rc/σmax>7 时,处于正常应力状态。基于图5 隧道各区段最大主应力结合岩体Rc值计算Rc/σmax,计算结果如图6 所示,Rc/σmax在0.35～4.83范围内,故隧道沿线处于高到极高应力状态。

图5 隧道沿线应力分布图Fig.5 Stress distribution diagram along the tunnel

图6 隧道沿线各里程Rc/σmax 值Fig.6 Rc/σmax value of each mileage along the tunnel

为更精准进行大变形预测,基于现有研究成果,从其发生机制出发对围岩大变形类型做进一步划分:受围岩二次应力场控制的大变形、受围岩材料成分控制的大变形、受岩体结构控制的大变形和受采空区扰动控制的大变形,在此基础上建立围岩大变形地质预测标准。本文研究基于所建大变形预测标准采用数值模拟与地质分析预测预报2 种方法对笔架山隧道围岩大变形类型、机制、破坏模式以及变形程度进行综合分析预测。

3.1 大变形预测标准建立

基于上述围岩大变形分类及大变形典型隧道实例分析,选择围岩应力、岩体性质以及工程地质条件作为地质综合分析预测的预测参数,建立围岩大变形预测预报的判别标准,见表3,依此进行围岩大变形超前预测。

表3 围岩大变形地质预测标准Table 3 Geological prediction standard for large deformation of surrounding rock

3.2 地质综合分析预测

3.2.1 岩体性质分析

笔架山隧道岩体性质如下:

(1)隧道穿越地层中,T1d1灰岩、S2xj 页岩、S2xj泥岩以及S1sh 页岩为软弱围岩。

(2)根据试验所得岩样软化系数判断:S2xj 页岩软化系数为0.73,S1sh 页岩软化系数为0.70,S2xj 泥岩软化系数为0.76,3 类岩体为遇水易软化软岩,在地下水发育区段,地下水软化作用明显,围岩强度大大降低。

(3)区域内无断层破碎带,在勘察期间对隧址区岩体节理裂隙进行了统计并对各控制性钻孔进行了声波测井,综合2 项结果资料,对岩体完整程度进行判定,区域内普遍发育层面裂隙,但大部分区段结构面组数不超过3 组,岩体较完整,局部区段围岩岩体较破碎。该类岩性具备围岩大变形发生的基本条件。

3.2.2 地应力环境分析

工程区内地应力的高低是大变形发生与否的关键性因素,其为大变形的发生提供能量。笔架山隧道最大埋深为1 382 m,根据地应力场反演结果,隧道沿线围岩应力处于高到极高应力状态,最大主应力值为7.68～34.41 MPa,满足围岩大变形发生所需的能量条件。

3.2.3 采空区影响性分析

隧道沿线与一“U”煤矿采空区在平面上两次相交,但采空区位于隧道设计标高之上约500 m,见图7。两者相距较远,根据圣维南原理,区域内采空区对隧道开挖变形影响较小可忽略。天然地质运动产生的空洞在施工开挖过程中通过超前地质预报确定位置及大小,防止扰动控制型大变形的发生。

图7 采空区与隧道标高位置关系Fig.7 Location relation diagram of goaf and tunnel

3.2.4 大变形类型、机制及破坏模式分析预测

根据上述地质特征分析,由A1 标准进行大变形类型、机制以及破坏模式预测,区域内大变形为二次应力控制型大变形。软弱岩层的单轴抗压强度较低,其自身承载能力较弱,隧道沿线软弱围岩区段围岩应力处于高—极高应力状态。隧道开挖卸荷后,围岩从三向应力转变为二向应力状态,围岩峰值强度随围压减小而下降,且地应力重分布产生高水平二次应力,超过软岩的抗载能力,部分围岩发生塑性流动变形。塑性变形的发展使得岩体闭合的结构面张开滑移,围岩强度参数不断减少,同时区域内地下水沿张开裂隙渗流入岩体内部,地下水对S2xj 页岩及S1sh 页岩软化作用加强,围岩强度的软化又进一步加剧了大变形的发展[16]。此类环境下,发生挤出或弯曲鼓出型变形的可能性较大,最终围岩岩体因拱顶下沉或边墙内鼓变形发生剪切破坏。

3.3 有限元计算预测分析

选取隧道软弱围岩区段18 个不同岩性、不同埋深开挖断面,通过有限元软件建立隧道开挖模型,分析围岩变形特征,研究开挖后围岩二次应力场环境,为准确预测隧道围岩大变形级别奠定基础。

3.3.1 有限元开挖模型建立

隧道施工开挖对围岩影响范围为3～5 倍洞径,根据隧道断面尺寸确定开挖模型x、z向尺寸为80 m×80 m,沿隧道走向即y向选取10 m。为提升网格划分质量,模型使用混合四面体网格;在隧道开挖断面处进行尺寸控制,提高开挖模型计算结果准确性。从地质模型中提取隧道高程处应力σx与σz,为开挖模型添加应力边界,边界由图5 确定。开挖模拟采用摩尔库伦本构模型,围岩参数由表2 确定。三维隧道开挖模型如图8 所示。

图8 隧道开挖模型Fig.8 Tunnel excavation model

3.3.2 围岩变形部位及应力特征

在隧道开挖施工后,断面内主要变形出现在拱顶与拱底,最大位移变形均为拱顶沉降变形;相较于竖向变形,埋深较小时两侧壁水平向挤压变形并不显著。选取计算得到的不同埋深典型断面位移变形云图,列举具有代表性的断面K23+376 和K25+300 进行说明,K23+376 埋深约为90 m,σx=4.5MPa,σz=3.8 MPa;K25+300 埋深约为1 260 m,σx=5.9 MPa,σz=28.0 MPa。竖向位移云图见图9,水平位移云图见图10,最大主应力云图见图11。

由图9 可知:隧道围岩在竖向应力较大情况下,围岩发生较大变形,拱顶变形量值可达0.50 m。在实际施工过程中若不及时施加支护,将会发生大变形地质灾害。由图10 可知,随着隧道埋深的增加,围岩侧壁总体表现为外侧挤压,但在竖向应力远大于水平应力的情况下,隧道边墙小范围内出现内鼓变形,且远大于围岩深部外侧挤压变形。由图11 可知,不同埋深下,隧道左右边墙及拱脚处存在不同程度的最大主应力集中,最大主应力峰值出现在隧道边墙,故该部位亦为变形破坏部位,且埋深越大,压应力集中程度越高。在高应力环境下,开挖后隧道边墙可能产生塑性内鼓变形破坏。隧道拱顶及仰拱部分区域最大主应力表现为拉应力,与围岩较大沉降、隆起变形相对应。综合图9、图10 及图11,隧道围岩水平位移相较于竖向位移较小,故围岩总体的位移变形趋势以拱顶、仰拱竖向位移为主,但在高初始应力区段,边墙内鼓大变形亦会发生。

图9 典型断面竖向位移比较Fig.9 Comparison of vertical displacement of typical sections

图10 典型断面水平位移比较Fig.10 Comparison of horizontal displacement of typical sections

图11 最大主应力云图Fig.11 Maximum principal stress nephogram

3.4 围岩大变形程度预测

围岩大变形程度预测借鉴贾学斌[17]综合国内外典型大变形隧道发生大变形时应力环境及岩体特征,最终确定的强度应力比大变形分级标准,分级标准如表4 所示。

表4 围岩大变形分级标准Table 4 Classification standard for large deformation of surrounding rock

依靠强度应力比分级标准进行预测时,试验所得岩石的强度与围岩强度并不等同,围岩强度主要指受地质构造作用影响的岩体强度,地质构造对围岩强度影响程度如表5 所示。

表5 地质构造对围岩强度影响程度Table 5 Influence degree of geological structure on surrounding rock strength

隧道沿线的P3w 灰岩、P2m 灰岩、P2q 灰岩以及S2xj 砂岩区段岩体为硬质岩,大变形发生可能性不大。根据上述地质条件对区域内围岩大变形程度进行综合预测,预测过程如下:首先根据试验所得岩石单轴抗压强度以及地质构造条件得出转化后的岩体强度,地下水发育区段考虑地下水的软化;隧道开挖后,围岩应力重分布,为保证大变形预测结果准确性,提取各软岩区段开挖模型最大主应力,结合大变形分级标准进行预测,提取结果见表6,最终预测结果见表6、图12。

图12 软岩大变形程度预测结果饼状图Fig.12 Pie chart of prediction results of large deformation degree of soft rock

3.5 围岩大变形结果综合分析

数值计算所得围岩变形特征和地质分析预测法所得结果保持一致,综合2种预测方法所得结果:围岩因拱顶下沉发生破坏概率较大,并且在高初始应力区段,隧道边墙应力集中程度较高,σ1峰值亦出现在该部位,根据围岩变形特征分析,围岩侧壁小范围深度内会出现塑性内鼓变形破坏。由表6、图12 可知,区域内大变形发生区段长度约2 814 m,占隧道总长56.3%,发生范围较广;K25+631～K25+909、K26+535～K26+602 区段发生严重大变形,占隧道总长8.8%。因此在施工过程中应重点关注这些区段边墙及拱顶位置位移变形情况,及时采取控制措施,避免大变形灾害的发生。

表6 隧道软岩段大变形预测结果Table 6 Prediction results of large deformation in soft rock section of tunnel

在高地应力隧道中,应力释放效应产生的变形难以避免,因此笔架山隧道支护措施遵循“刚柔并济”和“先让后抗”的支护理念。允许围岩产生一定的塑性变形进行一定程度的应力释放以充分发挥围岩自身的抗载能力,当塑性变形发展到一定程度后,通过支护措施提高围岩抵抗变形能力。

针对笔架山隧道沿线大变形以中等、严重大变形为主的特征,为避免围岩大变形灾害的发生,在借鉴国内外隧道典型软岩大变形控制措施的基础上,采用以下变形控制措施:

(1)针对区域内围岩破碎段、富水区段,采用超前预注浆措施,预加固地层,封堵水源,降低变形过程中地下水对岩体的软化作用。

(2)针对高地应力环境,加深仰拱深度,改善结构受力,断面尺寸为12 m×9.6 m;提高仰拱回填混凝土强度,由C25 混凝土提高至C30 混凝土。

(3)采用双层初期支护,并适当增加预留变形量。总预留变形量增加至24 cm,其中第一层14 cm,第二层10 cm。配合双层I20b 钢架支护,分阶段提高支护强度与刚度,逐步释放围岩应力。既有效减少了大变形的发生,又充分发挥了围岩的自稳能力。

(4)初支后,通过加密监测断面、加大监测频率,加强围岩变形监测工作,二次衬砌施作在初期支护稳定后进行[18]。

(1)综合地应力实测数据及有限元反演计算所得隧道沿线应力场环境,区域内σH方向与隧道走向N13°W 夹角为7°～23°,夹角较小,从地应力角度来看,隧道方向对围岩稳定有利。最大主应力量值范围为7.68～34.41 MPa,根据地应力状态评估标准,隧道沿线围岩处于高到极高应力状态,具备发生围岩大变形的外部环境条件。

(2)在给出大变形分类的基础上建立的一套围岩大变形地质预测标准可为相关隧道未开挖段大变形预测提供依据,且文中考虑隧道开挖后形成的二次应力场所使用的大变形预测研究体系是将工程地质分析、实际应力场环境与预测方法紧密结合的更为准确的预测方案。

(3)基于所建大变形预测标准,笔架山隧道围岩大变形主要受高地应力、岩体性质控制,属于围岩应力控制型大变形,地下水软化作用是加剧围岩大变形的重要因素;其中拱顶、仰拱竖向变形最为显著,各区段隧道边墙存在不同程度的最大主应力集中,在高初始应力区段边墙会发生内鼓弯曲变形,最终围岩因拱顶下沉或边墙鼓出变形发生剪切破坏的可能性较大。

(4)隧道沿线56.3%区段围岩会发生大变形,其中K25+631～K25+909、K26+422～K26+602 区段地下水发育,在地下水软化作用影响下,出现严重大变形风险较大,隧道开挖施工过程中需特别注意。

(5)开挖施工时遵循“刚柔并济”的支护理念进行大变形防治。采用超前预注浆,封堵水源,降低地下水软化作用,预加固地层;加深仰拱深度,回填混凝土强度由C25 提高至C30,强化结构刚度;采用双层初期支护,增加预留变形量至24 cm,并在初期支护后做好变形监测工作。研究结果可为同类工程大变形防治提供参考。

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