陳秀雯，劉家奇，張 浩，李文杰，梁 斌*

(1.中鐵十五局集團(tuán)第三工程有限公司，成都 641418；2.河南科技大學(xué)土木工程學(xué)院，洛陽 471023)

中國是世界上巖溶分布面積最廣的國家之一，巖溶分布縱深很廣，形成北方以山西為中心、西南以貴州為中心的兩片面積矚目的巖溶高原。因巖溶隧道圍巖周邊隱伏溶洞的隱蔽性，在隧道施工過程中發(fā)生坍塌、突水涌泥等危害的風(fēng)險較大，嚴(yán)重威脅施工安全，其中巖溶隧道圍巖失穩(wěn)坍塌問題已成為中國地下工程建設(shè)中的重大問題之一[1-4]。

殷穎等[5]通過收集總結(jié)160個巖溶隧道工程地質(zhì)災(zāi)害發(fā)生的原因與后果，建立巖溶隧道突水突泥致災(zāi)因素的層次關(guān)系，可為隧道施工風(fēng)險評估提供指導(dǎo)。徐海清等[6]通過室內(nèi)實(shí)驗結(jié)果提出了隧道穿越巖溶地質(zhì)區(qū)域的支護(hù)方案，通過數(shù)值模擬的方法驗證其方案有效性。孟哲瑋等[7]采用荷載-結(jié)構(gòu)法二維有限元模型分析了不同支護(hù)方案的變形與受力特性。何橋等[8]以德務(wù)高速為例通過理論分析，探討了巖溶隧道內(nèi)高壓涌水問題并成功處治。安永林等[9]針對上軟下硬地層隧道建立三維有限元模型通過分析掌子面穩(wěn)定性及破壞形態(tài)，得出上軟下硬地層掌子面穩(wěn)定性地層破壞規(guī)律及圍巖巖性對掌子面安全系數(shù)的影響。高洪濤[10]運(yùn)用 ANSYS 軟件對隧道初期支護(hù)結(jié)構(gòu)進(jìn)行力學(xué)模型分析，選擇出合理的初支結(jié)構(gòu)確保坍塌段隧道施工安全。俞凡等[11]通過室內(nèi)試驗?zāi)M不同鋼拱架間距下初期支護(hù)的破壞特征，得出鋼拱架間距與初支破壞最早出現(xiàn)裂縫位置變化的規(guī)律。單超等[12]采用 MIDAS NX 3D數(shù)值模擬方法，分析了支護(hù)結(jié)構(gòu)調(diào)整前后圍巖狀態(tài)的變化情況，提出了修正預(yù)留變形量，為避免隧道坍塌提供指導(dǎo)。

現(xiàn)階段，學(xué)者們對隧道巖溶支護(hù)措施研究較多，但針對巖溶地質(zhì)砂泥巖地層隧道坍塌治理措施的研究相對較少。依托玉溪至磨憨鐵路線YMZQ-20標(biāo)三分部DK445+725～DK454+005 段曼勒一號隧道工程，利用MIDAS GTS NX軟件建立巖溶地質(zhì)砂泥巖地層隧道力學(xué)模型，分析坍塌段圍巖和初期支護(hù)的受力特性和坍塌機(jī)理，提出隧道開挖過程中預(yù)防及治理坍塌的相應(yīng)措施。

1 工程背景

中鐵十五局集團(tuán)第三工程公司承建云南玉溪—磨憨鐵路曼勒一號隧道，全長8 280 m，隧道大部分為單線隧道。隧道洞內(nèi)線路坡度為單面上坡，線路最大坡度為9.9‰，鐵路內(nèi)軌頂面高693.643 m。隧道進(jìn)口附近下穿在建小磨高速公路橋，隧道從梁橋墩鉆孔樁基礎(chǔ)間通過。

隧道所處地貌屬喀斯特地貌發(fā)育區(qū)低中山溶蝕剝蝕地貌，上覆第四系全新統(tǒng)滑坡堆積層粉質(zhì)黏土，隧洞內(nèi)巖體強(qiáng)度較高，節(jié)理裂隙發(fā)育，圍巖完整性及穩(wěn)定性較差，施工中局部易產(chǎn)生掉塊、坍塌等地質(zhì)災(zāi)害。隧道進(jìn)出口都有河流發(fā)育，地表水主要由大氣降水補(bǔ)給以及地下泉水補(bǔ)給，地下水主要類型有第四系孔隙潛水、基巖裂隙水、巖溶水。預(yù)測隧道一般涌水量為44 000 m3/d，雨季隧道涌水量為78 000 m3/d。

曼勒一號隧道所經(jīng)地層巖性復(fù)雜，主要為砂泥巖地層，其次為結(jié)晶巖系及變質(zhì)巖系，局部有侵入巖體，部分巖體存在膨脹土，圍巖穩(wěn)定性差，發(fā)生滑坡，坍滑等施工災(zāi)害的風(fēng)險較大。隧道開挖采用弱爆破，以減少爆破對圍巖造成的擾動，并對圍巖及支護(hù)穩(wěn)定性進(jìn)行監(jiān)測。曼勒一號隧道洞口如圖1所示。

圖1 曼勒一號隧道洞口Fig.1 Manle No.1 Tunnel entrance

2 坍塌原因及機(jī)理分析

2.1 圍巖坍塌原因

曼勒一號隧道DK448+683～DK448+686 段采用光面爆破開挖施工，洞渣外運(yùn)過程中右拱腰有股狀水滲出，隨后股狀水滲出附近圍巖發(fā)生溜塌，溜塌體深灰色，巖性為粉砂巖，坍塌范圍由右拱腰位置逐漸延伸至拱頂，并損害附近已完工初支，最終經(jīng)測量，塌方頂部距掌子面約10.5 m，坡腳距掌子面約21.5 m。此次坍塌未造成洞內(nèi)人員傷亡，無設(shè)備損壞。隧道坍塌縱斷面圖及現(xiàn)場如圖2、圖3所示。

圖2 曼勒一號隧道坍塌縱斷面Fig.2 Collapse profile of Manle No.1 Tunnel

圖3 曼勒一號隧道坍塌現(xiàn)場Fig.3 Collapse site of Manle No.1 Tunnel

曼勒一號隧道橫洞工區(qū)正洞大里程施工至DK448+642～DK448+686 段，掌子面開挖揭露地層為灰?guī)r與砂巖夾泥巖兩種地層接觸段，巖層分界線與隧道軸線夾角約30°。砂巖夾泥巖成深灰、灰黑色，弱風(fēng)化帶，泥質(zhì)結(jié)構(gòu)，巖質(zhì)相對較軟，層理不明顯。該段圍巖整體破碎，節(jié)理裂縫較發(fā)育，受節(jié)理切割圍巖呈塊、碎石狀鑲嵌結(jié)構(gòu)，由此可見隧道上臺階及拱腰圍巖有失穩(wěn)風(fēng)險。

2.2 圍巖坍塌機(jī)理

隧道開挖后，原有的巖土體地應(yīng)力場發(fā)生改變引起應(yīng)力重分布，將需要支護(hù)結(jié)構(gòu)加固才能實(shí)現(xiàn)穩(wěn)定的圍巖稱為淺層圍巖，整體穩(wěn)定性較好可以實(shí)現(xiàn)自穩(wěn)的圍巖稱為深層圍巖。圍巖失穩(wěn)破壞是淺層圍巖由從“松弛”到“離散”的過程，當(dāng)淺層圍巖處于“松弛”階段形變壓力由淺層圍巖和初期支護(hù)共同承擔(dān)，作用在支護(hù)上主要為塑性形變壓力，隨著隧道圍巖塑性區(qū)變形逐漸增大淺層圍巖達(dá)到“離散”階段，淺層圍巖產(chǎn)生松動壓力，使其在自重作用下坍塌或形成對支護(hù)結(jié)構(gòu)的荷載。由Kastner公式可知，最大支護(hù)反力pi與圍巖位移量v0之間的關(guān)系可表示為[13-14]

(1)

(2)

(3)

式中：R0為隧道圍巖半徑；p0為初始地應(yīng)力，α為巖體外塌陷角；c和φ分別為圍巖的黏聚力和內(nèi)摩擦角；Rp為圍巖塑性區(qū)半徑；pi為支護(hù)反力；G為坍塌體的重力。

根據(jù)式(1)～式(3)計算最大支護(hù)反力及圍巖位移量，在隧道支護(hù)結(jié)構(gòu)設(shè)計及隧道開挖施工中及時有效的預(yù)防隧道發(fā)生坍塌有重要作用。

A、B為上臺階底部；O為上臺階輪廓圓心；b為坍塌體高度；β為拋物線上任意一點(diǎn)切線與水平方向的夾角；θ為坍塌體的范圍；σn為拋物線上正應(yīng)力；τn為拋物線上切應(yīng)力圖4 圍巖坍塌力學(xué)分析Fig.4 Mechanical analysis of surrounding rock collapse

2.3 圍巖坍塌受力分析

隧道上部圍巖的初始坍塌受力狀態(tài)如圖4所示[15]，坍塌體為拋物線拱形。

假定拋物線滿足二次方程：

y=ax2+c

(4)

式(4)中：a和c為待定參數(shù)。

當(dāng)隧道半徑為r0時，根據(jù)幾何關(guān)系可得

(5)

根據(jù)力學(xué)極限狀態(tài)可知，當(dāng)坍塌體邊界的主動力與摩擦抗力相等時，圍巖處于失穩(wěn)臨界狀態(tài)，圍巖失穩(wěn)臨界狀態(tài)的力學(xué)表達(dá)式為

(6)

式(6)中：s為式(4)所表達(dá)的二次曲線；Ω為圍巖穩(wěn)定性系數(shù)，當(dāng)Ω≤0時上部圍巖失穩(wěn)破壞[16]。

3 數(shù)值模擬

3.1 模型參數(shù)

依據(jù)曼勒一號隧道地質(zhì)勘察報告，同時參考《鐵路隧道設(shè)計規(guī)范》(TB 10003—2016)[17]，圍巖材料及初期支護(hù)力學(xué)參數(shù)如表1所示。使用有限元分析軟件MIDAS GTS NX建立三維單元數(shù)值模型，隧道模型邊界條件取隧道洞徑的3～4倍，x軸水平方向取50 m 為模型圍巖寬度，z軸豎直方向取60 m 為模型圍巖高度，y軸縱向開挖長度取30 m。模型上施加水平及法向位移約束；為模擬計算隧道上方覆蓋巖層自重，在上部圍巖上施加自重荷載。數(shù)值模型如圖5所示。

表1 圍巖及支護(hù)結(jié)構(gòu)力學(xué)參數(shù)Table 1 Mechanical parameters of surrounding rock and supporting structure

圖5 數(shù)值模型Fig.5 Numerical model

3.2 施工方案

坍塌段圍巖等級為IV級，采用三臺階法進(jìn)行開挖。隧道開挖采用弱爆破，機(jī)械與人工配合的開挖方式，開挖進(jìn)尺上臺階每次進(jìn)尺1 榀拱架，下臺階開挖進(jìn)尺每次為2 榀鋼拱架，仰拱每次開挖3 m。仰拱初期支護(hù)超前仰拱1 m，仰拱開挖超前填充1 m，隧道開挖與各臺階前后交錯開挖，錯開距離不超過30 m。具體開挖步驟如下：開挖①部、施作①部臺階周邊的初期支護(hù)，開挖②部、施作臺階周邊部分初期支護(hù)，開挖③部、施作隧底噴砼。三臺階開挖示意圖如圖6所示。

圖6 三臺階法Fig.6 Threebench method

4 結(jié)果分析

4.1 圍巖應(yīng)力分析

通過計算各施工步序?qū)鷰r應(yīng)力的影響可知，隧道開挖后引起了圍巖應(yīng)力重分布，掌子面周圍出現(xiàn)應(yīng)力松弛現(xiàn)象，圍巖最大主應(yīng)力及最大von Mises應(yīng)力均出現(xiàn)在上臺階角隅處，圍巖應(yīng)力如圖7所示。相應(yīng)位置出現(xiàn)應(yīng)力集中現(xiàn)象是初期支護(hù)產(chǎn)生疲勞裂縫的主要誘因，由于圍巖主要為砂巖夾泥巖承載力較差，前方開挖擾動及地下水滲流導(dǎo)致上臺階角隅處發(fā)生溜塌，在初期支護(hù)中應(yīng)加強(qiáng)上臺階與中臺階連接處的支護(hù)措施以防溜塌。

圖7 隧道圍巖應(yīng)力圖Fig.7 Stress map of surrounding rock of tunnel

4.2 圍巖變形分析

通過隧道施工數(shù)值模擬計算可知，隧道開挖后圍巖力學(xué)平衡遭到破壞，砂巖夾泥巖圍巖強(qiáng)度較低，對初期支護(hù)壓力較大造成拱頂顯著下沉，沉降量最大值為48.5 mm，仰拱處收到圍巖擠壓應(yīng)力造成仰拱明顯隆起，隆起高度最大值為89.6 mm。隧道開挖后受圍巖壓應(yīng)力隧道拱腰處出現(xiàn)水平收斂，最大值為111.53 mm，圍巖沉降位移云圖如圖8所示。根據(jù)模型計算結(jié)果，應(yīng)對隧道內(nèi)變形較大的部位加強(qiáng)支護(hù)并對這些位置進(jìn)行沉降及收斂監(jiān)測。

圖8 圍巖沉降位移云圖Fig.8 Displacement cloud map of surrounding rock settlement

4.3 圍巖塑性區(qū)分布

通過分析圖9可知，圍巖塑性區(qū)主要集中于上中臺階掌子面，拱腰與仰拱處。隧道周圍及掌子面塑性應(yīng)變最大值為7.85×10-2，并且掌子面塑性區(qū)范圍相較于圍巖周圍塑性區(qū)分布更廣，說明掌子面發(fā)生塑性破壞的可能性較大，與現(xiàn)場由上臺階角隅處溜塌對掌子面造成極大擾動后，導(dǎo)致大范圍坍塌的情況相符。

圖9 圍巖塑性區(qū)云圖Fig.9 Cloud map of plastic zone of surrounding rock

4.4 初支應(yīng)力分析

由數(shù)值模擬中各施工步序?qū)σr砌的影響可知，坍塌段隧道初期支護(hù)在拱頂出現(xiàn)最大拉應(yīng)力為19.68 MPa，在仰拱處出現(xiàn)最大壓應(yīng)力為17.89 MPa，最大拉應(yīng)力遠(yuǎn)遠(yuǎn)大于設(shè)計規(guī)范《鐵路隧道設(shè)計規(guī)范》(TB 10003—2016)[17]中的彎曲抗拉極限強(qiáng)度，最大壓應(yīng)力大于設(shè)計規(guī)范中的設(shè)計強(qiáng)度且接近極限抗拉強(qiáng)度，襯砌應(yīng)力如圖10所示。坍塌段應(yīng)加強(qiáng)超前支護(hù)以防止拱頂產(chǎn)生過大的拉應(yīng)力，加強(qiáng)初支強(qiáng)度應(yīng)對仰拱處產(chǎn)生的壓應(yīng)力。

圖10 襯砌應(yīng)力云圖Fig.10 Lining stress cloud diagram

5 坍塌處置措施與效果

5.1 坍塌處治措施

結(jié)合地質(zhì)勘探報告與坍塌段隧道有限元模擬計算結(jié)果，可以有效評估隧道圍巖穩(wěn)定性及初支薄弱位置。根據(jù)以上分析結(jié)果結(jié)合實(shí)際工程情況對坍塌段隧道采取以下處治措施。

(1)對溜塌堆積體采用C25噴射混凝土進(jìn)行封閉且厚度不小于10 cm；確保安全的前提下，使用洞渣對掌子面溜塌體進(jìn)行反壓回填至臺階狀，上臺階高度按洞頂以下2 m控制，縱向回填至DK448+655處；對回填體坡腳采用Φ42 mm鋼花管進(jìn)行注漿加固以確保臺階穩(wěn)定。

(2)反壓回填完成后，與DK448+668處上臺階設(shè)置2 m厚C20 封堵墻，封堵墻周邊與初支背后巖體采用兩排Φ22 mm砂漿錨桿連接，長2.5 m，環(huán)向間距1.0 m，嵌入封堵墻1.0 m，嵌入基巖1.5 m，封堵墻基礎(chǔ)埋入回填體不小于0.5 m，采用兩排Φ42 mm鋼花管連接，長度3 m，間距1.0 m 布置，嵌入封堵墻和回填體分別為1 m，2 m，并對封堵墻基底回填體進(jìn)行注漿加固以確保封堵墻基礎(chǔ)的穩(wěn)定；封堵墻底部設(shè)置2～3個引水管。

(3)對DK448+664～DK448+667 段回填體上方初支拱頂采用錨桿加噴射混凝土支護(hù)和鋼筋網(wǎng)片相互結(jié)合的支護(hù)方式，錨桿采用Φ22 mm砂漿錨桿，每根3 m，交錯布置間距1.0 m，鋼筋網(wǎng)片采用Φ8 mm鋼筋，網(wǎng)格間距25 cm × 25 cm，并噴射C25混凝土封閉。為加強(qiáng)對坍塌段監(jiān)測，在DK448+665斷面處布設(shè)3個監(jiān)控量測點(diǎn)。

(4)采用3 根15 m長Φ89 mm鋼花管對物探結(jié)果進(jìn)行驗證，探明塌腔高度、縱向長度及坍塌體松散程度，塌腔范圍探明后，利用探測管輔以Φ42 mm超前小導(dǎo)管對前方松散體進(jìn)行注漿加固；注漿采用水灰比為1∶1 的水泥漿，注漿壓力為 0.3～0.5 MPa。

(5)利用DK448+668處封堵墻兼做管棚導(dǎo)向墻，于DK448+667處拱部范圍設(shè)置一環(huán)Φ89 mm大管棚，應(yīng)確保管棚端頭嵌入基巖不小于5 m，環(huán)向間距0.4 m，共28根，每根長度25 m。

(6)超前管棚施作完畢后，在管棚的棚護(hù)作用下，DK448+672～DK448+692段按臺階法開挖，襯砌結(jié)構(gòu)采用復(fù)合式襯砌；DK448+672～DK448+692段加強(qiáng)支護(hù)采用全環(huán)I18 型鋼鋼架，每榀間距0.6 m，考慮到洞內(nèi)已施作大管棚外插角較大，拱部范圍采用Φ42 mm雙層小導(dǎo)管小外插角對大管棚進(jìn)行超前支護(hù)補(bǔ)強(qiáng)，每環(huán)間距3 m，每環(huán)17 根，每根長4.5 m。小導(dǎo)管縱向間距為1.2 m，小導(dǎo)管外插角按10°～15°及20°～30°交替布置。

(7)后續(xù)開挖支護(hù)過程中，于拱部塌腔部位預(yù)留3～5根混凝土泵送管，泵送C25 混凝土對拱部塌腔進(jìn)行回填密實(shí)。泵送混凝土前預(yù)留3～5根聚氯乙烯(polyvinyl chloride，PVC)引水管，管頭設(shè)置無紡布包裹，另一端直接引入隧道側(cè)溝。

(8)施工過程中，應(yīng)嚴(yán)格控制開挖進(jìn)度，IV級圍巖段上臺階開挖進(jìn)尺為1榀鋼架間距，下臺階不大于2榀鋼架間距。

5.2 坍塌段處治效果

坍塌段初支施工后將DK448+525～DK448+692 段初支監(jiān)控量測斷面增設(shè)至每道5 m，布設(shè)監(jiān)控量測點(diǎn)要保證及時且牢固，反射貼片與全站儀激光束基本正交，監(jiān)測頻率不小于2 次/d，使用全站儀對隧道初支拱頂沉降及拱腰收斂進(jìn)行監(jiān)控量測。量測結(jié)果如圖11所示。

由圖11(a)可知，隧道拱頂累計沉降18.8 mm，其中前16 d沉降量較大，20～26 d拱頂圍巖趨于穩(wěn)定，日均沉降量0.72 mm/d；由圖11(b)可知，隧道拱腰累計水平收斂14.3 mm，其中前18 d水平收斂量增速較快，20～26 d拱腰圍巖趨于穩(wěn)定，日均沉降量0.55 mm/d。監(jiān)測結(jié)果滿足規(guī)范要求，隧道坍塌段處治效果良好。

圖11 隧道監(jiān)測數(shù)據(jù)Fig.11 Tunnel monitoring data

6 結(jié)論

依托云南玉溪至磨憨鐵路線曼勒隧道工程，通過建立坍塌段隧道模型，分析了隧道圍巖坍塌機(jī)理，并提出坍塌段隧道治理措施，得出以下結(jié)論。

(1)通過地質(zhì)勘探探明坍塌后隧道巖性及地下水分布情況，分析坍塌原因找出隧道圍巖穩(wěn)定性較差位置，對后續(xù)坍塌段處治措施提供參考依據(jù)。

(2)根據(jù)坍塌段地質(zhì)預(yù)報數(shù)據(jù)及坍塌機(jī)理分析可知，隧道右拱腰股狀水滲出使拱腰圍巖收斂導(dǎo)致圍巖強(qiáng)度降低。支護(hù)結(jié)構(gòu)在圍巖失穩(wěn)后承受更多來自拱頂圍巖自重及拱腰處圍巖壓應(yīng)力，加之施工機(jī)械擾動導(dǎo)致隧道坍塌。

(3)根據(jù)MIDAS GTS NX對隧道坍塌段圍巖穩(wěn)定性模擬結(jié)果可知，拱頂及拱腰處的圍巖變形量較大，說明圍巖穩(wěn)定性較差；上臺階及拱腰處塑性區(qū)范圍較大，且上臺階初支受拉應(yīng)力過大，極易導(dǎo)致隧道坍塌。

(4)根據(jù)現(xiàn)場地質(zhì)勘探及有限元模型模擬分析結(jié)果，確定以雙層小導(dǎo)管對超前支護(hù)補(bǔ)強(qiáng)的坍塌治理措施，嚴(yán)格控制開挖進(jìn)尺，減少爆破及機(jī)械開挖對圍巖的擾動，以確保隧道坍塌段開挖施工安全。