浅埋土岩复合段隧道冒顶分析与防治

卢超波, 杨庭伟,4*, 姜洪亮, 黄业才, 张伟

(1.广西壮族自治区公路隧道安全预警工程研究中心, 南宁 530007; 2.广西道路结构与材料重点实验室, 南宁 530007; 3.广西交科集团有限公司, 南宁 530007; 4.桂林理工大学地球科学学院, 桂林 541004; 5.广西壮族自治区灾害监测预警中心, 南宁 530201; 6.中国科学院武汉岩土力学研究所, 武汉 430071)

隧道坍塌是山岭隧道施工中主要的地质灾害[1],对施工作业人员以及机械设备构成较大安全威胁,在浅埋段进行施工时尤为显著[2-3]。陈秀雯等[4]以云南玉溪至磨憨铁路曼勒一号隧道为依托,建立基于隧道坍塌机理的隧道坍塌力学计算模型,采用理论结合有限元软件模拟分析了隧道坍塌段围岩及初支稳定性,并根据现场实际工况,提出采用双层超前小导管补强支护对坍塌段进行加固,坍塌段处治取得良好效果。黄建阳等[5]针对由于地层风化、水土流失等原因极易形成的风化土层隧道围岩浅埋开挖,利用连续-非连续数值模拟方法,对围岩的拱顶沉降因素进行了具体研究,并结合隧道的实际工程情况,预测土石混合体围岩拱顶沉降情况。李文韬等[6]以某小净距浅埋偏压隧道塌方冒顶处为研究对象,通过现场监测数据及数值模拟手段对隧道塌方冒顶过程进行了分析。秦辉辉等[7]以高速公路隧道塌方为依托,对其原因进行分析并通过数值分析软弱围岩隧道施工开挖支护时机对围岩稳定性的影响,提出采用多循环管棚注浆方案通过塌方段。李世民等[8]以矿山法施工的北京地铁隧道为背景,对隧道施工过程中多次坍塌事故进行分析,总结隧道坍塌的主要原因并提出处理措施。张建军等[9]以高速公路隧道塌方冒顶段为依托工点,采用大型有限元对隧道塌方冒顶过程进行机理分析与整治方案设计。吴伟国等[10]以郴宁高速公路虎形山隧道浅埋段塌方为背景,对隧道塌方原因进行了分析与处理。牟宏杰[11]以某隧道软弱不良地质段落施工出现初支开裂、掌子面坍塌事件为例,分析其产生的原因及提出预防及对策措施。蒋美军[12]以广西某公路山岭隧道穿越灰岩与砂岩交界区为研究背景,分析了岩性交界区地层所表现出的力学特性,研究了隧道穿越岩性交界区失稳变形机理,提出了合理有效的安全控制措施。黄诗洪等[13]以正习羊角垴隧道进口左幅浅埋充填岩溶隧道施工为例,根据开挖监测数据结合数值方法对其变形机制进行研究分析,并针对该浅埋充填岩溶段提出围岩变形控制技术措施。柳墩利[14]为防止浅埋偏压段大断面隧道坍塌及控制变形,以包西铁路洞子岩大断面隧道为背景,对软岩浅埋偏压段隧道进行不同开挖工艺力学行为进行模拟分析。覃珍波[15]等针对隧道施工中出现的塌方现象,分析了塌方成因与处治措施。刘德安等[16]以巴东隧道穿越富水紫红泥岩段为工程背景,基于岩土控制变形分析(approach based on analysis of controlled deformation in rocks and soils, ADECO-RS)及现场调查将开挖面稳定性评价为“C类稳定形态”,利用离散元方法构建泥岩隧道开挖模型,分析开挖面失稳过程及前方围岩变形破坏特征,提出超前帷幕注浆结合超前管棚的预加固措施,经现场应用取得良好了效果。

隧道坍塌冒顶不但与地质水文等客观条件相关,还密切与超前支护、施工开挖步距等施工工艺参数相关,具有隐蔽性,模糊性等不确定性特征[17]。通过对正习高速公路岩头上隧道水平岩层土岩浅埋段冒顶坍塌机制进行分析,并根据围岩现状进行土岩不同深度以及不同超前支护方式数值试验开挖分析,提出冒顶处治以及防治措施,以期为类似隧道工程设计与施工提供参考。

1 工程背景

正习高速公路岩头上隧道地处黔北高原北部。隧道横穿山脊,坡体植被发育,场区海拔703.60 ～940.80 m,相对高差237.60 m。地貌类型属溶蚀一侵蚀型低山地貌。隧道采用分离式设计,左线起讫里程ZK21+895～ZK22+528,右线起讫里程K21+892～K22+532;隧道左线在ZK21+895～ZK22+000段(长度105 m)为浅埋段,顶板的埋深0～23 m,设计洞身围岩为可塑粉质状黏土及强至中风化灰岩。岩体极破碎至破碎,呈松散结构,围岩无自稳能力,无支护时易产生大规模的崩塌,甚至冒顶,为Ⅴ级围岩,设计左洞纵断面如图1所示,该浅埋段设计为Ⅴa支护类型,开挖预留变形量12 cm,设计超前支护为ZK21+900～ZK21+928采用超前大管棚支护,大管棚采用φ108 mm×6 mm壁厚热轧无缝钢管,环向间距40 cm,接头用长15 cm的丝扣直接对口连接,钢管设置于衬砌拱部,平行路面中线布置,共设置37根φ108 mm×6 mm热轧无缝钢管。为增强钢管的刚度,注浆完成后管内压注M30水泥砂浆填充钢管,隧道进口端工程现场如图2所示。

设计Ⅴa段超前支护采用长度L=4.0 m的φ42 mm×4 mm壁厚热轧无缝钢管,间距40 cm,排距240 cm。初支类型采用间距60 cm的I20b型工字钢,挂φ6.5 mm@20 cm×20 cm钢筋网片,26 cm的C20喷射混凝土组成,系统锚杆布置于隧底以上180°范围内,锚杆采用φ25 mm中空注浆锚杆,长度L=3.5 m,纵向×环向间距60 cm×120 cm,防水层为350 g/m2无纺土工布+1.5 mm厚EVA防水板,二衬为C30钢筋混凝土二次衬砌,厚度50 cm。

隧道左、右线施工从大里程向小里程方向单向推进,左线掌子面推进至ZK21+942时,掌子面拱顶揭示为强风化灰岩残积土,如图3所示,掌子面在开挖立架后,准备进行初期支护喷射混凝土初喷时,拱顶出现残积土掉落,现场立即撤离作业人员,拱顶围岩继续掉块,至当日下午演化为拱顶坍塌形成冒顶,塌腔在地表形成直径约6 m塌坑,现场情况如图4所示。

图1 隧道浅埋段纵断面设计图Fig.1 Vertical tunnel design of shallow buried section

图2 隧道进口现场图Fig.2 View of tunnel entrance

图3 ZK21+942冒顶洞内图Fig.3 Inside view of ZK21+942 roof fall tunnel

2 坍塌冒顶分析

图5为ZK21+944掌子面揭露的围岩岩性,掌子面主要为灰色中风化灰岩,薄层状至中后层状构造,拱顶为强风化灰岩残积土,岩层产状65°∠3°,岩质较软-坚硬,掌子面岩体节理裂隙发育,裂隙间泥质及岩石碎屑填充。

图4 ZK21+942冒顶地表塌坑图Fig.4 Surface roof fall and collapse view of ZK21+942

图5 ZK21+944掌子面围岩图Fig.5 Surrounding rock map of ZK21+944 tunnel face

ZK21+944掌子面前方围岩拱顶虽采用超前小导管进行超前支护,但拱顶强风化灰岩由于超前小导管施工钻孔对拱顶围岩产生碎化作用,进一步降低了拱顶围岩的整体完整性,钻孔前插小导管后未及时注浆挤压固结拱顶钻孔破碎的围岩,围岩采用上台阶法开挖步距为2榀钢拱架间距,即开挖纵向长度为1.2 m,开挖面未能垮塌因围岩解除约束,发生管间围岩掉落,随着围岩掉落向拱顶深层发展,逐步演化为小型超前小导管管间拱形空腔,并引起垮落与垮塌,进一步演化为冒顶,冒顶形成下宽约2.5 m,地表直径约6 m锥台形塌腔,如图6所示。

图6 ZK21+942塌腔示意图Fig.6 Schematic diagram of ZK21+942 cavity collapse

导致冒顶机制从现场发生的冒顶过程分析,主要为开挖暴露面积过大,拱顶围岩主要为灰岩残积土,其自稳定性较差,超前支护小导管间距过大且未及时进行注浆固结,拱顶松散围岩与超前支护管间存在间隙,在围岩开挖后超前小导管无法有效约束其变形,在开挖后暴露面积过大后,在拱架以及超前小导管形成的网间发生“网漏掉块”,掉块逐层向拱顶上部围岩扩散,发生形成空腔,空腔扩大后引起上部围岩垮塌形成冒顶。

根据监控量测布置的监测断面,测线与监测点布置示意图如图7所示,监测断面由拱顶沉降测点3个(分别编号为GDL、GDM、GDR)以及两条收敛测线(分别编号为AB、CD)组成。断面在开挖完成初期支护后进行埋设,开始首次监测。

图8为隧道ZK21+960、ZK21+950监测断面监测累计变形时程曲线图,其中ZK21+950断面监测时间为掌子面开挖推进至ZK21+944期间的监测累计变形时程曲线图,其表现出隧道开挖推进过程中的正常变形趋势,位移随着开挖推进逐步累计变化趋势,围岩在断面ZK21+950的变形在掌子面推进至ZK21+944出现冒顶期间仍处于加速变形阶段,断面变形以收敛变形为主,拱顶沉降处于较小的水平,支护1周后变形仅占设计预留变形量的5%左右,该段围岩采用Ⅴa支护类型进行围岩变形约束可行。

图7 监测断面布置示意图Fig.7 Schematic diagram of monitoring section layout

图8 累计变形曲线图Fig.8 Cumulative deformation curve

3 数值试验

为了进一步分析开挖步距以及不同超前支护方式施工开挖对地表变形影响的机制,从ZK21+944冒顶揭示的围岩观察可知,ZK21+944拱顶以上基本为灰岩残积土,洞口清表揭露的残积土分界线位于隧道开挖拱顶线以下约1.2 m,推测残积土分界线往进口方向逐步渐变加深,详见图6所示A-A剖面推测的残积土分界线。因此建立表1所示的单洞数值试验模型,模型Y轴走向为隧道走向,数值试验模型为几何阶梯模型,模型长、宽、高(Y、X、Z轴方向)分别为30、100、62 m,模型未考虑纵向地貌影响。数值模型如图9所示,其中图9(a)用于方案FA1数值试验,图9(b)用于FA2、FA3、FA4数值试验。

表1 数值分析方案Table 1 Numerical analysis scheme

数值试验模型的物理力学参数根据室内试验结果,结合现场揭露围岩破碎程度进行取值,超前支护层采用面积法如图10所示等效简化,未考虑小导管注浆对原围岩的力学参数提升。模型计算本构模型采用Mohr-Coulomb本构模型,围岩的初始地应力场为自重场,计算平衡后进行隧道开挖数值试验,模型围岩及初期支护参数详如表2所示。

图9 数值分析模型图Fig.9 Numerical analysis model

E为弹性模型;S为单位截面面积图10 超前支护参数等效图Fig.10 Equivalent diagram of advanced support parameters

图11为数值分析方案FA1,推测强风化灰岩残积土分界线位于拱顶时不同开挖步距开挖后无超前支护及支护的变形图,可以看出,随着开挖步距增加,拱顶变形在开挖步距0.6、1.2、1.8、2.4 m时,拱顶浅层的最大位移分别为3.578、7.032、10.076、15.601 mm。

表2 模型材料参数表Table 2 Parameters of Numerical Model Materials

图12为数值分析方案FA2,推测强风化灰岩残积土分界线位于拱顶以下1 m时不同开挖步距开挖后无超前支护及支护的变形图。可以看出,随着开挖步距增加,拱顶变形在开挖步距0.6、1.2、1.8、2.4 m时,拱顶浅层最大位移分别为4.789、8.828、14.035、64.848 mm。在开挖2.4 m后,拱顶浅层最大变形发生了急剧增加,从开挖1.8 m的14.035 mm增加至64.848 mm,此外,相应大变形区域也急剧增加。

在拱顶在无超前支护情况下,随着开挖在隧道纵向长度的增加,拱顶围岩在自重应力变形最大变形量以及较大变形区域体积方案FA2与方案FA1相比均同步增大,在实际工程中显示为拱顶围岩形成管间围岩掉块,随着掉块形成的空腔增大,临空自由面逐步扩大,继而演化形成坍塌冒顶。此外随着风化线下移,拱顶最大位移以及最大位移的变形区域也增加,这与实际工程实际显示的规律相一致。

图11 FA1开挖变形图Fig.11 Excavation deformation of scheme FA1

图12 FA2开挖变形图Fig.12 Excavation deformation of scheme FA2

采用设计超期支护以及调整后超前支护下进行开挖的拱顶变形分别如图13、图14所示,拱顶变形在开挖步距0.6、1.2、1.8、2.4 m时,采用原设计超前小导管支护的拱顶最大位移分别为2.348、3.394、5.306、7.313 mm,调整超前小导管的拱顶最大位移分别为1.747、2.152、2.737、3.415 mm。

与无超前支护数值分析结果FA2对比,超前支护形成的支护壳对限制拱顶变形量以及变形区域往围岩深部转移起到了显著的作用。随着采用调整后的超前注浆小导管措施,其拱顶位置最大变形值以及较大变形值区域得到进一步约束抑制。

采用加密纵向间距的超前小导管支护后,围岩的超前支护壳由于每循环开挖施作确保了在纵向方向上长度上形成稳定,并对拱顶围岩力学参数提升,宏观上表现出拱顶围岩变形最大值以及变形较大值区域减少。掌子面开挖0.6、1.2、1.8、2.4 m时变形最大值与原超前支护相应开挖步距相比,变形减少了74%、63%、51%、47%。

数值试验中小导管超前支护采用面积等效参数方法进行拱顶加固围岩区域的等效,而实际小导管为细管状结构,在不考虑小导管受拱顶围岩自重发生压垮情况下,图15所示,导管间以及导管与开挖临空面间的围岩在强度自身不能形成自稳时,拱顶很难形成自然稳定拱微细拱,继而形成超期支护壳,有效对拱顶围岩产生约束。因此需要根据围岩的自稳定性,采取加密小导管即减少环向间距或者纵向间距,并在设置后及时注浆固结小导管与围岩之间的空隙,防止超前支护小导管管间围岩发生掉块形成空腔,并进一步演化引起大规模垮塌。

4 冒顶处治与防治

结合掌子面揭示以及坍塌冒顶揭示围岩情况,该段围岩掌子面中上部强风化灰岩残积体围岩遇水后易软化,下部为中风化灰岩基本成水平状隐伏,下部中风化灰岩的围岩稳定性较好,其强度仍较高,围岩岩体难以采用机械冷开的方式进行,该段处于浅埋段,且为Ⅴ级围岩,原则应采用上下台阶预留核心土进行隧道洞身围岩开挖,减少一次开挖面积,以保证隧道开挖后进行初期支护,确保掌子面以及隧道开挖后拱顶围岩的稳定性,但是实际工程中,采用机械冷开的方式对下部水平岩层开挖效率较低,而且需要液压破碎锤震动开凿,高频的震动更易引起拱顶强风化残积体坍塌。结合现场实际情况,对该处冒顶处理采取如下措施。

图13 FA3开挖变形图Fig.13 Excavation deformation of scheme FA3

图14 FA4开挖变形图Fig.14 Excavation deformation of scheme FA4

图15 小导管超前支护微细拱示意图Fig.15 Schematic diagram of micro arch for advance support of small conduit

(1)洞外采用彩条布临时进行棚盖以防止大气降雨冲刷冒顶形成的临空面引起进一步的地表层滑塌或者坍塌。

(2)在地表做环向截水土埂以及U形砂浆抹面沟做临时大气降雨汇集集水以及引排,避免地表汇水冲刷或者流入冒顶塌腔区域。

(3)洞内采用反压洞渣回填,布置两根φ108 mm钢管作为泵送管以及标高控制管,采用泵送混凝土回填空腔至拱顶以上2 m位置,为后续掌子面开挖推进创造可控的安全条件。

(4)超前支护采用每循环注浆小导管,开挖方法仍采用上下台阶法,但爆破开挖采用松动爆破方式逐榀拱架间距循环进行围岩开挖并支护。

结合现场围岩情况,对剩余段落防坍塌冒顶采取如下措施。

(1)ZK21+944～ZK21+900段原设计支护等级不变,ZK21+900～ZK21+928段超前支护管棚尚未具备施作条件,在隧道进口施作超前管棚期间洞内需要停工时间过长,超前管棚取消;

(2)剩余段落超前支护仍采用注浆小导管,环向间距不变,但是纵向间距由原设计纵向间距240 cm调正为每循环开挖步距设置,即纵向间距调整为0.6 m,如图16所示。

(3)小导管通过每开挖步距进行施工设置,注浆材料仍采用原设计,采用水泥掺入水玻璃调节凝结时间在45 min,注浆压力控制在原设计低值0.5 MPa以内。

(4)隧道开挖方法仍采用上下台阶法进行开挖,每循环开挖步距控制在1榀拱架间距,即掌子面开挖循环步距0.6 m。

实际工程如图17所示,后续典型监测断面累计变形曲线如图18所示,变形未发生异常,远小于设计预留变形量,多循环开挖过程中未再发生掌子面以及拱顶坍塌冒顶事件,采用调整后超前小导管取得良好工程效果。

图16 调整前后超前小导管施作纵向示意图Fig.16 Longitudinal diagram of advance small conduit construction before and after adjustment

图17 调整后超前小导管工程图Fig.17 Project view of advanced small conduit after alignment

图18 ZK21+930监测断面累计变形曲线图Fig.18 Cumulative deformation curve of ZK21+930

5 结论

通过对掌子面推进至ZK21+944发生的隧道冒顶事件,结合数值试验以及结合临近断面监测数据进行分析,并提出冒顶处治以及后续段落防坍塌冒顶技术措施,以确保隧道剩余段落安全施工,结论如下。

(1)在浅埋段,随着残积土分界线在掌子面下移,隧道拱顶最大位移以及区域增加,应及时调整超前支护参数,以便防止拱顶发生较大位移发展,侵入预留变形空间以及出现垮塌冒顶。

(2)随着开挖步距增加,无论是否采用原设计超前支护,或是调整后的超前支护,其拱顶围岩变形最大变形值或者变形值较大区域体积均增加,为创造初期支护施工安全作业条件,实际施工中需减小每循环开挖步距。

(3)超前小导管具有良好的施工便利性,纵向加密小导管后对灰岩残积土具有良好的成壳性,对防治掌子面开挖后拱顶表层位移发展具有良好效果。

(4)对Ⅴ级围岩原则应采用上下台阶预留核心土开挖,但在案例隧道下部围岩强度较大,掌子面稳定得到保证,采用机械冷凿的方式不但开挖效率较低,而且开凿掌子面围岩引起的高频震动易引起拱顶强风化围岩冒落引起拱顶坍塌,良好超前支护可为掌子面开挖支护创造安全作业条件。