隧道圍巖穩定性及巖爆段快速施工研究

趙 巖

（中鐵十二局集團有限公司，山西 太原 030000）

0 引言

隧道工程施工中不可避免地會穿越不良地質體，例如巖溶、軟弱圍巖和巖爆地層，在這些地層中施工掘進、爆破震動產生的擾動以及施工開挖卸荷效應會使開挖后的隧道圍巖極易出現松動、坍塌和應力集中現象，在深埋隧道和高地應力地段的地層中則更易發生巖爆，圍巖的應力也以巖爆釋放的方式達到新的巖體應力調整和平衡[1]。巖爆事故隨著巖體的破裂、爆裂和彈射，進而會引發大規模的隧道圍巖坍塌，這對隧道工程安全而言是極為重大的挑戰，因此有必要對高圍壓地應力段的隧道圍巖穩定性進行研究，并提出一種行之有效和快速安全的施工工法，以提高隧道工程施工的工程效益[2]。

1 工程概況

新建鐵路廣州至湛江高速鐵路工程大脊山隧道位于廣東省云浮市新興縣境內，進口里程為DK137+035，進口為緩坡，橫坡坡度10°~20°，出口里程為DK146+641，出口為緩坡，橫坡坡度20°~30°，坡面大量分布風化殘留孤石，隧道場區為中山地貌，地表起伏較大，相對高差850m左右，隧道最大埋深約648m，隧道進出、口出覆蓋層較厚，區內植被發育，多為灌木林，覆蓋面積100%。

場區覆蓋層為第四系全新統坡洪積層（Q4dl+pl）、殘破積層（Q4dl+el）、下伏基巖為燕山早期黑云母花崗巖（γ52（3）c），其中坡洪積層主要為③-3 軟塑狀粉質黏土，厚度約1~8m，屬II 級普通土；坡殘積層主要為粉質黏土，主要分布于山體斜坡上，屬II 級普通土；⑨-1 花崗巖厚度約40m，屬于IV 級軟巖石，由于差異風化，因此中間見多層0.5m~2.0m厚的強風化及弱風化層，其總厚度為10m~30m，弱風化帶屬V 級次堅石。

該隧道埋深較大處為燕山期（γ52（3）c）黑云母花崗巖，DK140+020~DK141+010 段埋深大于500m，最大埋深651m，地應力較高，有發生巖爆的可能，采用應力比法測試結果見表1。統計表明，隧道最大埋深段巖體飽和單軸抗壓強度Rc=74.1MPa，最大主應力σmax=12.7MPa，Rc/σmax=5.83。根據區域地質構造，該隧道最大埋深處位于腰崗斷裂和高溪斷裂之間，位于斷層抬長升盤，其應力較為集中，發生巖爆的可能性較大，施工時應對可能發生巖爆的地段采取超前鉆探后噴霧灑水等處理方法[3]。

表1 隧道洞身范圍內巖爆段花崗巖飽和單軸抗壓強度測試成果

2 高地應力條件下隧道圍巖穩定性分析

2.1 高地應力條件下隧道圍巖穩定性理論分析

在現有高地應力易發巖爆的隧道圍巖穩定性理論分析中，通常通過太沙基理論和普氏理論對掌子面的地應力進行分析，研究圍巖壓力的演變過程以判別是否發生巖爆災害。太沙基理論的圍巖壓力計算方法如公式（1）、公式（2）所示[4]。

式中：σv為圍巖發生臨界失穩時支護結構對拱頂的支撐壓力，當σv＞0 時，圍巖拱頂將發生失穩，當σv≤0 時，圍巖拱頂基本穩定；σh為圍巖發生臨界失穩時支護結構對拱腰的支撐壓力，當σh＞0 時，圍巖拱腰將發生失穩，當σh≤0 時，圍巖拱腰基本穩定；b為圍巖的發生失穩時的跨度；γ為圍巖的容重；c為圍巖體的等效黏聚力；φ為圍巖的等效內摩擦角；z為隧道的埋深；λ為隧道的側向壓力系數；h為隧道拱高；H為等效圍巖自重計算高度。

普氏理論的圍巖壓力計算方法如公式（3）、公式（4）所示。

式中：q為隧道拱頂的壓力；f為普氏系數；a為矢跨半徑，a=a1+Htan（45°+φ/2）；R為隧道半徑，其余參數定義如公式（1）和公式（2）。

分別采用普氏理論和太沙基理論對隧道掌子面DK140+135 位置處的拱頂壓力和隧道側壁壓力進行計算，并考慮側向壓力系數和普氏系數對圍巖壓力的影響，計算結果見表2。

表2 不同理論計算的隧道拱頂圍巖壓力和拱腰圍巖壓力

從表2 可以看出，隨著側向壓力系數λ的增加，基于太沙基理論計算的隧道拱頂壓力和拱腰壓力均不斷降低，側向壓力系數λ從0.30 增至0.60 時，拱頂壓力546.61kPa 降至312.38kPa，降低幅度為42.85%，而拱腰壓力從122.05kPa 降低到了680.93kPa，降低幅度為44.22%。同樣地，采用普氏理論計算的結果表明，隨著普氏系數f 的增加，得到的隧道拱頂壓力和拱腰壓力均呈現不斷降低的趨勢，普氏系數從10 增加到22 時，拱頂壓力從459.96kPa 降至297.01kPa，降低幅度為35.43%，拱腰壓力從1141.43kPa 降低到了977.04kPa，降低幅度為14.40%。從表2 還可以看出，無論是采用太沙基理論還是采用普氏理論計算圍巖壓力，所得到的拱頂壓力和拱腰壓力均大于零，表明隧道的圍巖處于不穩定狀態。對比太沙基理論計算結果和普氏理論計算結果可知，采用普氏理論得到的隧道拱頂壓力和拱腰壓力均略小于采用太沙基理論得到的隧道拱頂壓力和拱腰壓力，綜合表明太沙基理論對高地應力段隧道圍巖穩定性的判斷更為保守，而普氏理論在評價的適用性以及工程的經濟性方面具有更好的工程價值。

2.2 基于現場實測數據的高地應力條件下隧道圍巖穩定性分析

為了研究隧道在高地應力條件下隧道圍巖的穩定性，沿著隧道圓形邊界不同位置布置應力監測點和位移監測點，應力值的監測設備為錨桿應力計，而位移收斂值的監測設備為鋼弦式位移計，以觀測隧道施工開挖過程中掌子面的應力應變時空演變過程。

在里程DK140+135 和DK138+980 這2 個斷面進行隧道的地應力和變形測試，結果如表3、圖1 和圖2 所示。

表3 不同里程段隧道斷面的圍巖壓力和位移監測結果

圖1 不同里程段隧道的圍巖位移監測結果

圖2 不同里程段隧道的圍巖壓力監測結果

由圖1 可以看出，位于高地應力處DK140+135 斷面的拱頂壓力、拱腰壓力變化規律均與非高應力段DK138+980斷面的拱頂壓力、拱腰壓力變化規律有顯著不同。隨著監測時間的增加，位于高地應力處DK140+135 斷面的拱頂壓力和拱腰壓力不斷增加，并沒有出現收斂的跡象，拱頂壓力最大達到4.29MPa，拱腰壓力最大達到8.00MPa，因此圍巖的穩定性較差，極易誘發巖爆。而位于非高地應力段DK140+135 斷面的拱頂壓力、拱腰壓力變化規律則呈現明顯的非線性變形，盡管變形的增長速率較慢，但隨著監測時間的增加，拱頂壓力和拱頂壓力均逐步趨于穩定和收斂且小于DK140+135 斷面相應位置的拱頂壓力和拱腰壓力，拱頂收斂壓力為2.52MPa，拱腰收斂壓力為2.73MPa，表明該段斷面的圍巖處于較穩定的狀態。

由圖2 可以看出，位于高地應力處DK140+135 斷面的拱頂位移、拱腰位移變化規律均與非高應力段DK138+980斷面的拱頂位移、拱腰位移變化規律有顯著不同。隨著監測時間的增加，位于高地應力處DK140+135 斷面的拱頂位移和拱腰位移呈現一定程度的緩急增加狀態，并沒有出現位移收斂的跡象，拱頂最大位移為108.38mm，拱腰最大位移為93.13mm，因此圍巖的穩定性較差，極易誘發巖爆。而位于非高地應力段DK140+135 斷面的拱頂壓力、拱腰壓力變化規律則呈現明顯的非線性變形，盡管變形的增長速率較慢，但隨著監測時間的增加，拱頂位移和位移均逐步趨于穩定和收斂且遠小于DK140+135 斷面相應位置的拱頂位移和拱腰位移，拱頂收斂位移為44.67mm，拱腰收斂位移為33.05mm，表明該段斷面的圍巖處于較穩定狀態。

3 巖爆段落隧道快速施工方法

為了快速安全地穿越高地應力的巖爆地段，需要采取快速有效的施工掘進方法以降低隧道的圍巖壓力。該文針對隧道的施工過程的總結表面，提出隧道快速施工工藝，如圖3 所示。實踐表明，采用隧道快速施工工藝后，每延米隧洞施工平均耗費時間約135min，與理論施工耗時505min相比，節約時間370min，大大節約了施工工期。

圖3 穿越高地應力的巖爆地段隧道施工工藝

4 結語

該文以新建鐵路廣州至湛江高速鐵路工程大脊山隧道為研究對象，在分析隧道的工程地質條件基礎上，采用理論分析和現場實測的手段對隧道掌子面不同位置處的圍巖應力和位移進行分析，并提出了巖爆段快速施工方法，得出以下結論：

高地應力處DK140+135 斷面計算表明，無論是采用太沙基理論還是采用普氏理論計算圍巖壓力，所得到的拱頂壓力和拱腰壓力均大于零，表明隧道的圍巖處于不穩定狀態。對比太沙基理論計算結果和普氏理論計算結果可以知道，采用普氏理論得到的隧道拱頂壓力和拱腰壓力均略小于采用太沙基理論得到的隧道拱頂壓力和拱腰壓力，綜合表明太沙基理論對高地應力段隧道圍巖穩定性的判斷更為保守。

位于高地應力處DK140+135 斷面的圍巖壓力和圍巖變形變化規律均與非高應力段DK138+980 斷面的圍巖壓力和圍巖變形變化規律有顯著不同，DK140+135斷面的圍巖壓力和圍巖變形無收斂現象，圍巖不穩定；DK138+980斷面的圍巖壓力和圍巖變形出現穩定和收斂現象，圍巖穩定。

實踐表明，采用隧道快速施工工藝后，每延米隧洞施工平均耗費時間約135min，與理論施工耗時505min 相比，節約時間370min，大大節約了施工工期。