滇中芹河隧洞软岩破碎段围岩大变形与支护结构相互作用研究

付 敬,吴 帆,张雨霆 ,覃 然

(1.长江科学院 水利部岩土力学与工程重点实验室,武汉 430010; 2.云南省滇中引水工程有限公司,昆明 650205)

0 引 言

滇中引水工程为大(I)型工程,具有规模大、线路长的特点,穿越大量“滇中红层”分布区及沿线分布的第三系沉积盆地,软岩及软弱土体地层分布广泛。“滇中红层”软岩主要指滇中红层中的泥岩、粉砂质泥岩、泥质粉砂岩等泥质岩类,该类岩石成岩作用差、富含泥质,常表现出较差的工程地质特性:强度较低,变形模量小,流变效应明显。隧洞占线路总长的86.5%,软岩大变形是困扰隧洞建设中安全施工的主要难题之一[1]。由于软岩变形机理复杂多变,施工中缺乏有效的预防和控制措施,因此,开展围岩大变形的机制研究,有效预防软岩大变形引起的工程安全问题具有非常重要的现实意义。

多年来,国内外学者通过理论分析、现场试验、数值模拟等不同途径对软岩变形控制问题进行了系统的研究,取得了丰富的研究成果。张翔等[2-6]对滇中红层工程地质特性开展一系列的专题研究工作,较系统地总结了云南省内红层软岩的分布、工程地质特性,得出红层软岩抗剪、抗压强度低,随着黏土矿物及泥质含量的增加,物理力学性质逐渐降低,红层软岩蠕变效应明显;杜学才等[7-12]采用数值方法和室内试验探究软岩隧洞围岩的蠕变特性,探讨蠕变参数变化规律与蠕变变形机制的关系,进一步揭示隧洞围岩的蠕变破坏机理;杨启贵等[13-16]对深埋软岩隧洞的合理支护时机和支护强度进行了探讨和研究,综合考虑施工进度与安全,通过对灾害的发生机理进行研究,通过现场试验,对隧洞支护设计方案进行优化,提出应对灾害的关键施工技术。这些成果在研究过程中较少地考虑软岩破碎特征,缺乏较为完整的现场围岩实时变形监测数据,以及相应的蠕变参数反演分析。基于此,本文以滇中芹河隧洞4#支洞上游破碎软岩洞段为研究对象,采用三维离散元方法,考虑随机节理裂隙统计分布规律,建立裂隙分布密集的破碎洞段模型;依据多条实时监测变形规律曲线反演围岩的蠕变参数,分析不同施工阶段围岩应力应变状态及支护承载结构的受力形式,比较支护时机对围岩与衬砌相互作用的影响,研究围岩变形破坏现象及其机理,分析围岩变形与喷混凝土掉块及钢拱架断裂弯曲现象的关联性。获得的成果以期能为类似的软岩隧洞设计和施工提供借鉴和参考应用。

1 工程概况

1.1 隧洞地质条件

芹河隧洞4#施工支洞上游段桩号DLI84+900—DLI85+023埋深400多米,围岩为三叠系下统青天堡组第二段(T1q2)紫色红泥岩夹少量浅灰色砂岩,岩层缓倾,微风化带,岩质总体软,裂隙发育,总体较破碎,洞室潮湿,局部滴水,为Ⅴ类围岩。洞室围岩稳定性极差,主要存在缓倾岩层控制的顶拱稳定与软岩变形问题。图1为DLI84+913施工断面,可见该断面变形量大,左上方拱架挤压变形严重,拱架断裂。

图1 施工现场围岩大变形照片

1.2 隧洞支护设计

该破碎洞段为钻爆法开挖,断面形式为马蹄形,开挖净高11.64 m,二衬施加后过流断面净高9.4 m。隧洞施工时开挖边支护,采用组合式支护方式,见图2,开挖前预先在顶拱使用50%超前小导管注浆配合50%超前管棚,开挖后洞周喷20 cm厚聚丙烯粗纤维C20混凝土,顶拱挂 Φ8.0@0.15 m×0.15 m钢筋网,边墙和顶拱施加Ф25@1.25 m×1.25 m、长度L=6 m的中空注浆锚杆;采用间距0.6 m的I22钢拱架(初支阶段);再进行衬砌(二衬阶段),衬砌厚度70 cm。

图2 支护结构

2 隧洞围岩监测变形分析

2.1 监测洞段变形特征

在芹河隧洞4#支洞上游桩号DLI84+918—DLI85+035洞段共布置15个断面进行实时变形监测,断面间距5～18 m,最早监测断面DLI85+035,日期为2022年5月21日,最晚监测断面DLI84+918,日期为2022年10月12日,监测时长最长177 d,最短33 d。测点GD01、D2、D3、D4和D5布置见图3。

图3 监测断面测点布置

从图4得知,多个断面GD01沉降位移61～463 mm;观测线SL01、SL02、SL03、SL04、SL05、SL06向洞内收缩分别位移10～344、12～309、20～396、67～438、80～355、160～1 008 mm,平均位移分别为225、87、131、224、188、207、554 mm,围岩裂隙发育,围岩破碎,测点变形差异大;隧洞腰部向洞内的收缩变形最大,日均位移速率最大达8.5 mm/d,其它部位最大位移速率≤4 mm/d,大多测点位移速率≤2 mm/d。

图4 监测断面时长及测点累计位移统计

2.2 随时间发展的围岩变形趋势

初支施加完成后,破碎软岩的蠕变特性较强,围岩变形随时间延续增长,在初支完成的第1个月内,DLI84+918断面SL04、SL05、SL06向洞内收缩位移分别为87、80、160 mm,GD01的沉降位移约61 mm,其它测线位移相对较小。初支后的时效变形中,SL06的变形速率相对最大,在观测期内,其变形速率最大达20 mm/d,其它观测线或测点的变形速率最大约10 mm/d,围岩蠕变速率随时间延续逐渐减小,至第28天围岩变形速率基本<5 mm/d。从监测点变形曲线(图5)看出,隧洞初支一个月内围岩蠕变明显,后期蠕变速率明显减小,至第120天左右围岩位移基本不再增长。可见,监测洞段围岩受结构面的切割影响,卸荷变形差异大,呈明显的时效变形特征;当开挖卸荷及时初支后,围岩变形速率呈减小趋势,洞周变形逐渐收敛趋于稳定。围岩仍呈减速趋势持续位移一段时间。

图5 DLI84+918断面监测变形趋势

3 围岩蠕变本构模型选取及参数反演

3.1 岩体黏弹塑本构模型

围岩变形实测数据表明该破碎洞段开挖卸荷后围岩变形表现出明显的蠕变,变形速率随时间发展呈衰减趋势。由于Burgers与Mohr-Coulomb复合而成的黏弹塑模型可以反映这种衰减蠕变规律特征,因此采用此模型反演蠕变变形规律。如图6,当ηM为无穷大时,就相当于广义开尔文黏弹塑模型,可以模拟岩体衰减蠕变阶段。

图6 蠕变模型

在图6中,EM、EK、ηM和ηK分别是弹性模量、黏弹性模量、Maxwell黏滞系数和Kelvin黏滞系数;σf为应力且σf≤塑性屈服应力;σ为应力;εM、εK、εP和ε分别为Maxwell体应变、Kelvin体应变、塑性应变和总应变。 模型的应变率构成为

(1)

其中,应变率构成满足关系:

Kelvin体为

(2)

Maxwell体为

(3)

塑性体为:

(4)

Mohr-Coulomb模型的强度包络线由剪切、拉伸准则共同构成,所对应的屈服方程为

f=0 。

(5)

式中f为摩尔-库伦屈服迹线,由剪切和张拉准则合成。

3.2 模型概化及计算条件

模型坐标原点位于隧洞中心点,洞轴线为Y轴,顺水流方向为正,高程方向为Z轴,向上为正,X轴定义遵从右手坐标系法则。模型原点为顶拱圆心,X向边界(-50,50) m,Y向边界(0,12) m,Z向边界(-50,50) m,离散元单元数1 801 975,节点数792 192。采用三维离散元3DEC数值计算软件及裂隙节理网络方法,对于破碎洞段,地质勘察工作者要对洞段节理裂隙进行详细精准的地质描述是相当困难的,通常采用统计方法来反映裂隙网络的特点,其中幂律分布可以用来反映不同尺寸裂隙在离散裂隙网络中的分布情况,可以模拟自然节理裂隙的分布规律。在三维离散元中,裂隙面用圆盘来模拟,圆盘直径为裂隙长度,在本研究中采用形式较简单且只有一个参数的幂律分布函数(式(6))来描述裂隙长度的统计分布形式, 裂隙尺寸x范围为0.5～20.0 m,幂律分布指数为3,幂律分布概率函数为

f(x)=x-α-1。

(6)

式中α为幂律分布指数。

模型上部边界作用上覆岩体的重力,四周和底部采用法向约束。图7为典型洞段模型及节理裂隙切割示意图。初支(钢管桩、喷锚和钢拱架措施)均在断面开挖完成后同时施加, 衬砌施加滞后初支一段时间后进行,如图8。

图7 典型洞段模型

图8 主要支护结构示意图

初始地应力取值来源于地应力测试成果, 铅直向、X方向、Y方向应力分别为:

σzz=γh,

(7)

σxx=λHσzz=1.27σzz,

(8)

σyy=λhσzz=0.8σzz。

(9)

式中:σzz、σxx、σyy分别为铅直向、X方向、Y方向应力;h为埋深;γ为重度;λH为大水平主应力方向的侧压系数;λh为小水平主应力方向的侧压系数。

采用的围岩及裂隙力学参数取值综合地质建议值和经验,如表1、表2,卸荷松弛圈以及注浆加固岩体的变形模量、强度参数分别为原岩参数的80%、120%。

表1 围岩物理力学参数

表2 节理裂隙物理力学参数

3.3 围岩蠕变参数反演

隧洞围岩、松动圈及锚固圈的本构模型均采用复合黏弹塑性模型。在目前缺乏相关试验数据以及监测数据相对有限的条件下,还不能准确区分出松弛区和灌浆后岩体蠕变参数与原岩参数的差异,根据蠕变参数的物理力学特性和相关工程计算分析经验,相应蠕变参数拟按原岩参数的80%和120%同比例参与原岩蠕变参数的反演计算分析。

参照DLI84+918断面SL06的监测变形、监测变形趋势曲线进行拟合反演,经过数十组参数结果的拟合比较,最终获得较为合适的蠕变参数,即EM=0.2 GPa,EK=0.002 GPa,ηK=6.0 GPa·h。图9为初支后SL06的时效变形的计算值与监测值比较,初衬30 d测点蠕变位移计算值约158.7 mm,而相邻断面DLI84+913、DLI84+918对应部位的蠕变位移监测值分别为159.6、194.5 mm,计算值介于监测值之间,位移及位移速率随时间的发展趋势曲线两者较为吻合。其它测点位移的计算值与监测值较为接近。可见,依据这组蠕变参数计算得到的围岩变形规律逼近监测变形发展趋势,说明这组蠕变参数是合理的。

图9 洞周变形计算值与监测值比较

4 隧洞围岩大变形与支护结构相互作用

4.1 开挖卸荷初期围岩应力应变及支护结构受力分布

隧洞开挖及时初衬支护,洞周均朝洞内变形,开挖变形50～125 mm,位移较大部位出现在底板,底板回弹50～125 mm,洞周其它部位变形20～60 mm。洞周围岩形成1～3 m厚的应力松弛区。顶拱、拱墙下部喷层压应力偏大,局部达8.0～11.1 MPa,其它部位应力基本为2～6 MPa。锚杆应力大多为80～150 MPa,拱墙下部个别锚杆应力>300 MPa。钢拱架整体封闭成环,拱架承受压力为主,钢拱架腰部以下应力为40～160 MPa、腰部以上应力为200～400 MPa,钢架局部应力超过型钢容许强度,不满足结构设计安全要求。

4.2 初支后围岩时效变形与支护结构的相互作用

隧洞开挖及初衬完成后历经30、60 d围岩时效变形如图10,洞周不同部位的蠕变变形有明显差异,蠕变程度最强部位为隧洞仰拱,其次就是拱腰及下边墙,拱腰上部的边墙和拱肩、拱顶蠕变变形相对偏小。初支完成30 d内,围岩蠕变最快,持时30 d洞周仰拱、左拱墙、右拱墙、顶拱围岩蠕变增量最大位移分别为524.0、232.4、220.3、119.2 mm,持时100 d对应部位蠕变变形分别为820.0、332.2、330.1、209.0 mm,如图11。

图10 初衬后围岩不同时期的位移云图

图11 初支后洞周围岩特征部位时效变形曲线

钢拱架的变形、弯矩及轴向应力均随围岩挤压变形而增大,历经蠕变30 d时,钢拱架下部拱墙变形最大约295.0 mm,拱腰部位部位弯矩和轴向应力分别达2.12 MN·m、545 MPa,较初支完成时增长幅度分别约253%、34%,这些部位的钢拱架结构内力已超容许强度标准,在围岩大变形的挤压作用下发生钢拱架断裂、扭曲破坏等现象。

4.3 围岩时效变形与二衬结构的相互作用

衬砌一般在初支完成待围岩变形基本稳定后施加,在软岩大变形隧洞施工中,衬砌施加后会承担部分形变压力。如图12,当考虑初支30 d后施加衬砌结构,围岩蠕变引起衬砌结构受到挤压,在衬砌初期,衬砌结构变形速率约0.2 mm/d,应力变化速率约2.4 MPa/d,随时间延续至围岩蠕变稳定时,衬砌向洞内最大变形1.4 mm,于仰拱中部;拱腰下部及仰拱的压应力偏大,最大达12.0 MPa,在拱腰和仰拱内侧拉应力较大,这些部位的结构受力已超结构强度标准,会导致衬砌发生压裂、拉裂起拱等破坏现象。

图12 二砌支护100 d的结构应力云图

5 结 论

(1)芹河隧洞4#支洞上游破碎软岩洞段的监测变形具有明显的时效性,拱腰水平向洞内收缩变形最明显;不同监测断面累计变形差异大,围岩软弱,破碎程度较高、完整性差,蠕变特性强。

(2)反演获得破碎软岩洞段围岩蠕变参数为EM=0.2 GPa,EK=0.002 GPa,ηK=6.0 GPa·h。

(3)围岩蠕变特性对支护结构受力影响大, 初支和衬砌支护系统受力均随着时间发展而增长, 在洞周蠕变明显部位, 支护结构受力大, 局部结构应力已超设计安全强度标准。 同时, 发育的节理裂隙切割削弱了围岩的完整性和抗变形能力, 当隧洞开挖后围岩易发生非连续大变形。 由此, 在隧洞施工过程中, 围岩变形侵限, 喷层掉落、 钢拱架扭曲断裂、 塌腔等工程安全问题会时有发生。

(4)针对破碎的软岩隧洞施工,有必要预先对一定深度范围内的围岩进行灌浆改性以提高岩体强度和抗变形能力;尽量减少施工开挖对围岩的多次扰动,初期支护及时跟进,尽快封闭成环;需加强工程期隧洞围岩和初支的变形、应力安全监测,指导衬砌支护时机的合理选择,实时反馈隧洞结构安全稳定性,动态指导和优化施工设计。