徐汪豪， 陶力銘， 徐 晨， 方 勇，*， 張 睿， 唐 協(xié)

(1. 西南交通大學(xué)交通隧道工程教育部重點(diǎn)實(shí)驗(yàn)室， 四川 成都 610031； 2. 中鐵第四勘察設(shè)計(jì)院集團(tuán)有限公司， 湖北 武漢 430063； 3. 四川川交路橋有限責(zé)任公司， 四川 廣漢 618300； 4. 四川省交通運(yùn)輸廳公路規(guī)劃勘察設(shè)計(jì)研究院， 四川 成都 610041)

0 引言

隨著地下資源的開發(fā)，交通隧道工程建設(shè)不斷走向地下深部。已建地下工程中，錦屏二級(jí)水電站引水隧洞、新建二郎山隧道、國家油氣能源地下儲(chǔ)存庫、拉林鐵路桑珠嶺隧道等諸多工程埋深超過千米，這些深埋地下工程圍巖地應(yīng)力均處于較高水平。

地應(yīng)力是評(píng)價(jià)地下工程巖體性狀、圍巖變形及穩(wěn)定性的重要指標(biāo)。一般來說，初始地應(yīng)力最大主應(yīng)力大于20 MPa時(shí)屬于高地應(yīng)力地區(qū)。修建隧道工程過程中，如果穿越花崗巖、閃長巖等硬質(zhì)巖石，應(yīng)預(yù)防巖爆災(zāi)害，如錦屏二級(jí)水電站引水隧洞、高黎貢山越嶺隧道；如果隧址區(qū)主要以泥質(zhì)巖、軟弱破碎巖為主，則將面臨大變形隱患，如蘭渝鐵路木寨嶺隧道、胡麻嶺隧道等。

處于高地應(yīng)力區(qū)的硬巖地下工程，圍巖本身積蓄的大量彈性應(yīng)變能突然釋放，造成圍巖張拉、張剪并存的急劇破裂或爆裂破壞，這種動(dòng)力失穩(wěn)現(xiàn)象就是巖爆[1-2]，同時(shí)巖爆的爆坑多為“V”型[2-3]。由于巖爆是巖層的脆性失穩(wěn)破壞，在破壞前無明顯變形及預(yù)兆，因此國內(nèi)外學(xué)者從不同角度創(chuàng)立了各類判據(jù)，用于判斷巖層發(fā)生巖爆的可能，包括Turchaniow判據(jù)、Barton判據(jù)、Hoek判據(jù)、陶振宇判據(jù)、能量法等[4-5]。根據(jù)巖爆發(fā)生時(shí)相對(duì)掘進(jìn)的時(shí)間關(guān)系不同，巖爆分為即時(shí)型巖爆和時(shí)滯型巖爆，馮夏庭等[1]、陳炳瑞等[6]針對(duì)2種巖爆的孕育規(guī)律與機(jī)制做了深入分析。依托實(shí)際工程，基于理論分析和實(shí)際監(jiān)測，嚴(yán)健等[7]研究了熱力耦合對(duì)圍巖應(yīng)力釋放時(shí)巖爆的作用，并預(yù)測了實(shí)際工程中巖爆發(fā)生的概率；于洋等[8]、侯哲生等[9]針對(duì)巖爆發(fā)生過程中圍巖能量的釋放機(jī)制和巖層的破壞形式進(jìn)行了研究；謝和平等[10-12]、蔡美峰等[13]研究并建立了巖爆發(fā)生時(shí)硬脆性巖石的彈性應(yīng)變能積聚及變化規(guī)律；郭建強(qiáng)等[14]、蔡美峰等[15]研究了巖石彈性應(yīng)變能與巖爆之間的關(guān)系；汪洋等[16-17]的研究表明，圍巖的卸荷作用將導(dǎo)致巖爆，圍巖卸荷程度對(duì)巖爆的影響顯著。

綜上，目前我國西南山區(qū)高地應(yīng)力硬巖隧道在修建過程中存在發(fā)生巖爆的可能性，而現(xiàn)階段研究主要集中于深埋硬巖隧道巖爆孕育機(jī)制、巖爆判據(jù)建立、巖爆防治措施等方面，針對(duì)施工過程動(dòng)態(tài)影響和巖爆之間的研究較少。本文依托米倉山特長隧道工程，采用三維數(shù)值模擬手段，基于彈性應(yīng)變能理論，研究了隧道掘進(jìn)過程中彈性應(yīng)變能隨施工過程的動(dòng)態(tài)變化規(guī)律。

1 工程地質(zhì)概況

1.1 工程背景

米倉山特長隧道屬深埋硬巖隧道，隧道處于中深切割的侵蝕-構(gòu)造剝蝕地貌區(qū)域，隧址區(qū)呈塊狀山地形，隧道最大埋深達(dá)1 060 m，圍巖工程地質(zhì)條件較復(fù)雜，隧道依次穿越泥質(zhì)粉砂巖、白云巖、巖漿巖(以石英閃長巖、閃長巖、花崗巖和灰綠巖為主)。隧道地形和地質(zhì)簡圖見圖1。

米倉山特長隧道位于G85高速四川巴中至陜西漢中段川陜2省交界位置，為雙洞分離式隧道，長約13.8 km。隧道凈空斷面如圖2所示。

圖1 米倉山特長隧道地形和地質(zhì)簡圖

Fig. 1 Diagram of topography and geological conditions of Micangshan Tunnel

圖2 米倉山特長隧道凈空斷面(單位： m)

本文主要對(duì)米倉山隧道最大埋深段展開研究，在建設(shè)過程中對(duì)該段石英閃長巖開展了單軸抗壓強(qiáng)度試驗(yàn)，該試驗(yàn)的應(yīng)力-應(yīng)變曲線如圖3所示。從圖3可以看出，應(yīng)力-應(yīng)變曲線在峰值強(qiáng)度之前基本呈直線關(guān)系，說明在峰值破壞前因微裂縫發(fā)展而釋放的彈性應(yīng)變能很小，外力對(duì)試件所做的功僅轉(zhuǎn)換為試件的彈性能，導(dǎo)致試件具備較高的內(nèi)能臨界態(tài)發(fā)展趨勢。同時(shí)，通過水壓致裂原地應(yīng)力測試，得到巖石的抗拉強(qiáng)度一般為 9～12 MPa。

圖3 巖石強(qiáng)度應(yīng)力-應(yīng)變測試曲線

用巖石單軸抗壓強(qiáng)度σc與單軸抗拉強(qiáng)度σt的比值來表示巖石的脆性系數(shù)B，則

B=σc/σt。

(1)

根據(jù)試驗(yàn)數(shù)據(jù)，米倉山特長隧道的脆性系數(shù)B為10～13.4，根據(jù)文獻(xiàn)[18]，B<14.5的巖石具備發(fā)生巖爆的可能。

1.2 工程地應(yīng)力特征

米倉山特長隧道最大埋深達(dá)1 060 m，隧址區(qū)構(gòu)造應(yīng)力場復(fù)雜，具備產(chǎn)生高地應(yīng)力的條件。在隧址區(qū)進(jìn)行水壓致裂法地應(yīng)力測試，其中地應(yīng)力與埋深的關(guān)系如圖4所示(SH、Sh、Sv分別表示最大水平主應(yīng)力、最小水平主應(yīng)力和豎向主應(yīng)力，h表示埋深)。從圖4可以看出，地應(yīng)力與埋深存在較好的線性關(guān)系，最大水平主應(yīng)力隨埋深的變化關(guān)系為SH=-4.83+0.049h，最小水平主應(yīng)力隨埋深的變化關(guān)系為Sh=-2.04+0.029h，豎向主應(yīng)力隨埋深的變化關(guān)系為Sv=0.028 5h。

圖4地應(yīng)力與埋深的關(guān)系

Fig. 4 Relationships between ground stresses and depths

隧址區(qū)水平構(gòu)造應(yīng)力方向與隧道軸線的關(guān)系如圖5所示。由圖5可知，主應(yīng)力方向與隧道軸線基本一致。

圖5 水壓致裂法各測點(diǎn)水平主應(yīng)力方向示意圖

由于米倉山特長隧道四川境內(nèi)主要穿越石英閃長巖，滿足發(fā)生巖爆的圍巖自身要求，同時(shí)通過水壓致裂法測試證明該區(qū)域內(nèi)具有明顯的最大水平地應(yīng)力作用。因此，米倉山特長隧道最大埋深段在掘進(jìn)施工過程中，存在發(fā)生不同等級(jí)巖爆的可能性。

2 數(shù)值模擬

采用FLAC3D軟件建立有限差分法分析模型，開展數(shù)值模擬，研究高地應(yīng)力條件下隧道掘進(jìn)引起的應(yīng)力分布特征，并基于彈性應(yīng)變能理論研究隧道發(fā)生巖爆的可能性。

2.1 模型參數(shù)

實(shí)際工程中圍巖的應(yīng)力處于三向應(yīng)力狀態(tài)，為了更好地預(yù)測隧道橫斷面各風(fēng)險(xiǎn)區(qū)域圍巖發(fā)生巖爆的可能性，以及研究隧道掘進(jìn)過程對(duì)各風(fēng)險(xiǎn)區(qū)域巖爆趨向性的影響，基于最大埋深處的應(yīng)力場建立三維隧道掘進(jìn)模型。

計(jì)算模型(見圖6)考慮圣維南定律，邊界尺寸為100 m×100 m×60 m，其中隧道開挖跨度11.30 m，開挖高度7.40 m，共計(jì)262 056個(gè)節(jié)點(diǎn)，252 120個(gè)單元。圍巖采用Mohr-Coulomb模型，初期襯砌使用彈性模型。依據(jù)米倉山特長隧道地質(zhì)勘察資料，石英閃長巖圍巖物理參數(shù)如表1所示。模型設(shè)置的監(jiān)測點(diǎn)如圖7和圖8所示，在模型中間處縱向設(shè)置4組監(jiān)測斷面，間距0.5 m，每組斷面內(nèi)包含3個(gè)監(jiān)測點(diǎn)。

圖6 計(jì)算模型(單位： m)

參數(shù)名稱 圍巖噴射混凝土彈性模量E/GPa5523泊松比ν0.2670.2黏聚力c/MPa20內(nèi)摩擦角μ/(°)55抗拉強(qiáng)度σ/MPa12重度γ/(kN/m3)28.8424初期支護(hù)厚度D/cm15

圖7模型縱向監(jiān)測點(diǎn)布置

Fig. 7 Layout of longitudinal monitoring points

圖8 模型橫斷面監(jiān)測點(diǎn)布置

依據(jù)地應(yīng)力與埋深的線性關(guān)系，為模型X方向兩側(cè)邊界、Y方向兩側(cè)邊界、Z方向頂面邊界施加應(yīng)力邊界，而為模型Z方向底面邊界施加位移邊界。

2.2 數(shù)據(jù)分析

在隧道中，外力對(duì)圍巖做功轉(zhuǎn)換為總輸入能量U，總輸入能量U在圍巖中以耗散能Ud和彈性應(yīng)變能Ue的形式表現(xiàn)，三者之間的關(guān)系滿足

U=Ud+Ue。

(2)

耗散能Ud是造成圍巖損傷與塑性變形的主要能量，同時(shí)使巖石強(qiáng)度降低。彈性應(yīng)變能Ue是發(fā)生巖爆的動(dòng)力源之一，當(dāng)其大于破壞狀態(tài)的臨界能量時(shí)，圍巖發(fā)生破壞并發(fā)生彈射，這部分能量在加、卸載過程中可逆?？赏ㄟ^巖體3個(gè)主應(yīng)力表示，如式(3)所示。

(3)

式中：σ1、σ2、σ3為巖體的3個(gè)主應(yīng)力;E為巖體的彈性模量;ν為泊松比。

基于FLAC3D的計(jì)算，并監(jiān)測掘進(jìn)過程中主應(yīng)力的變化，通過軟件內(nèi)置的Fish語言，依據(jù)式(3)得出各單元的彈性應(yīng)變能，并繪制掘進(jìn)后隧道縱向的彈性應(yīng)變能云圖(見圖9)。

圖9 隧道彈性應(yīng)變能云圖(單位： J)

從圖9可以看出，隧道開挖后掌子面彈性應(yīng)變能發(fā)生了明顯變化，掌子面彈性應(yīng)變能由于開挖卸荷影響降至極低水平。其中，模型掌子面中心及其前方圍巖彈性應(yīng)變能、應(yīng)力情況如圖10所示。

圖10 掌子面中心及其前方圍巖彈性應(yīng)變及應(yīng)力情況

Fig. 10 Elastic strain energy & stress in tunnel excavation face and ahead of tunnel face

圖10表明，由于開挖卸荷作用，導(dǎo)致掌子面前方7 m范圍內(nèi)圍巖的掘進(jìn)方向應(yīng)力大幅下降，從而影響掌子面及其前方7 m范圍內(nèi)圍巖的彈性應(yīng)變能呈現(xiàn)下降趨勢。

圖9中掌子面后方環(huán)向圍巖彈性應(yīng)變能上升，特別是拱頂至拱肩區(qū)域、拱腳至邊墻區(qū)域以及基底區(qū)域附近，因此在掘進(jìn)范圍內(nèi)巖爆一般發(fā)生于徑向圍巖。依據(jù)重點(diǎn)區(qū)域內(nèi)各橫斷面的監(jiān)測點(diǎn)(見圖7和圖8)數(shù)據(jù)，得出以上重點(diǎn)區(qū)域彈性應(yīng)變能隨掘進(jìn)過程的時(shí)程曲線(見圖11—13)。在圖11—13中，掌子面位置、監(jiān)測橫斷面位置坐標(biāo)表示計(jì)算模型中的掌子面在模型中的縱向坐標(biāo)(圖6中Y方向)。

圖11 橫斷面測點(diǎn)1的彈性應(yīng)變能時(shí)程曲線

Fig. 11 Relationships among elastic strain energy, tunnel face location and monitoring cross-section location (cross-section monitoring point 1)

圖12 橫斷面測點(diǎn)2的彈性應(yīng)變能時(shí)程曲線

Fig. 12 Relationships among elastic strain energy, tunnel face location and monitoring cross-section location (cross-section monitoring point 2)

圖13 橫斷面測點(diǎn)3的彈性應(yīng)變能時(shí)程曲線

Fig. 13 Relationships among elastic strain energy, tunnel face location and monitoring cross-section location (cross-section monitoring point 3)

根據(jù)現(xiàn)場施工情況，以3 m作為1個(gè)開挖進(jìn)尺。從圖11—13可以看出，Y=27.5 m及Y=30.5 m監(jiān)測斷面的彈性應(yīng)變能變化在周期上相差1個(gè)掘進(jìn)循環(huán)，且數(shù)值變化類似。在同一個(gè)掘進(jìn)循環(huán)內(nèi)，掌子面后方3 m范圍內(nèi)的彈性應(yīng)變能存在劇烈波動(dòng)，特別是掌子面后方2 m范圍的圍巖，其中依據(jù)Y=29.5 m監(jiān)測斷面單元的規(guī)律可以得到拱頂部位彈性應(yīng)變能增加幅度為3.56倍、邊墻部位為3.73倍、基底部位為4.66倍。當(dāng)隧道進(jìn)入下一循環(huán)時(shí)，所有區(qū)域的彈性應(yīng)變能開始回落至同一水平，但除基底外其余部位的彈性應(yīng)變能較開挖前的彈性應(yīng)變能高。形成這種狀態(tài)的原因是開挖導(dǎo)致圍巖應(yīng)力分布形態(tài)發(fā)生變化，其中掌子面處與環(huán)向圍巖相近部分圍巖的剪應(yīng)力大幅增加，如圖14所示；而掌子面后方圍巖Y方向的壓應(yīng)力大幅增加，如圖15所示。

圖14 掌子面圍巖徑向剪應(yīng)力(單位： Pa)

圖15 徑向圍巖沿掘進(jìn)方向壓應(yīng)力(單位： Pa)

Fig. 15 Radial surrounding rock stress along excavation direction (unit: Pa)

這種應(yīng)力重分布會(huì)在隧道掌子面后方0～3 m范圍內(nèi)產(chǎn)生顯著影響，并且隨著掘進(jìn)循環(huán)的推進(jìn)而推進(jìn)，直至隧道貫通。為進(jìn)一步揭示由應(yīng)力重分布作用產(chǎn)生應(yīng)力變化并最終誘導(dǎo)彈性應(yīng)變能突變的現(xiàn)象，繪制明顯躍變監(jiān)測斷面(Ⅱ測區(qū): 監(jiān)測橫斷面位置29.5 m)單元彈性應(yīng)變能與單元最大主應(yīng)力、掘進(jìn)方向應(yīng)力、豎向應(yīng)力之間的關(guān)系圖,如圖16—18所示。圖16—18中，掌子面位置坐標(biāo)表示計(jì)算模型中的掌子面在模型中的縱向坐標(biāo)(圖6中Y方向)。

圖16 Ⅱ測區(qū)測點(diǎn)1的應(yīng)力-彈性應(yīng)變能關(guān)系

Fig. 16 Relationships among elastic strain energy, stress, tunnel face location and monitoring cross-section location (monitoring point 1 in area Ⅱ)

圖17 Ⅱ測區(qū)測點(diǎn)2的應(yīng)力-彈性應(yīng)變能關(guān)系

Fig. 17 Relationships among elastic strain energy, stress, tunnel face location and monitoring cross-section location (monitoring point 2 in area Ⅱ)

圖18 Ⅱ測區(qū)測點(diǎn)3的應(yīng)力-彈性應(yīng)變能關(guān)系

Fig. 18 Relationships among elastic strain energy, stress, tunnel face location and monitoring cross-section location (monitoring point 3 in area Ⅱ)

圖16—18表明： 一方面，在掘進(jìn)過程中由于開挖卸荷的影響，徑向圍巖掘進(jìn)方向應(yīng)力增大導(dǎo)致最大主應(yīng)力大幅提高，從而導(dǎo)致彈性應(yīng)變能的躍升；另一方面，由于開挖卸荷導(dǎo)致的應(yīng)力重分布具有多向性，因此不僅掘進(jìn)方向應(yīng)力發(fā)生改變，豎向應(yīng)力亦產(chǎn)生應(yīng)力調(diào)整。圖17表明，邊墻位置(測點(diǎn)2)處彈性應(yīng)變能發(fā)生“躍升—回落”后，由于豎向應(yīng)力的增加，彈性應(yīng)變能呈現(xiàn)再次上升趨勢，但上升變化幅度較之前小。

3 施工情況

米倉山特長隧道四川境內(nèi)巴中段從2013年底開始施工，于2015年進(jìn)入大埋深段(埋深500 m)，據(jù)現(xiàn)場施工人員反饋，在鉆孔及后續(xù)出渣施工過程中，經(jīng)常聽到圍巖裂隙發(fā)展的破裂聲，并多次遇到巖爆。2016年7月，四川境內(nèi)巴中段掘進(jìn)經(jīng)過米倉山特長隧道最大埋深段——中子山腹段時(shí)發(fā)生多次中等巖爆?；诂F(xiàn)場施工反饋，掘進(jìn)施工時(shí)掘進(jìn)進(jìn)尺內(nèi)，每小時(shí)記錄的爆裂聲如圖19所示。

圖19 爆裂聲記錄

據(jù)記錄，巖爆主要發(fā)生在掌子面后方開挖循環(huán)進(jìn)尺范圍的拱頂至拱肩圍巖，劇烈爆裂彈射的同時(shí)，部分巖體由于裂隙的延伸而發(fā)生掉塊，從而對(duì)臺(tái)車產(chǎn)生破壞(見圖20)。拱肩巖爆爆坑呈“V”形(見圖21)，彈射體呈明顯鋒利切割狀(見圖22)，屬于剪切型破壞。

圖20 拱肩巖爆

圖21 巖爆爆坑

圖22 拱頂至拱肩區(qū)域剪切型巖爆彈射體

4 結(jié)論與討論

采用數(shù)值模擬手段，基于彈性應(yīng)變能理論，對(duì)高地應(yīng)力條件下隧道開挖過程中彈性應(yīng)變能變化規(guī)律進(jìn)行研究，得到以下結(jié)論。

1)開挖過程會(huì)引起掌子面及其前方7 m范圍內(nèi)圍巖彈性應(yīng)變能大幅下降。

2)開挖導(dǎo)致掌子面后方圍巖彈性應(yīng)變能上升，其中開挖進(jìn)尺3 m范圍內(nèi)圍巖的彈性應(yīng)變能改變幅度明顯，2 m范圍內(nèi)的拱頂部位彈性應(yīng)變能增加幅度為3.56倍、邊墻部位為3.73倍、基底部位為4.66倍，存在發(fā)生巖爆的可能。

3)由于掘進(jìn)方向上的最大水平主應(yīng)力在掌子面處產(chǎn)生的荷載經(jīng)由掌子面后方環(huán)向圍巖承擔(dān)，因此導(dǎo)致掌子面及其前方圍巖的彈性應(yīng)變能下降以及后方圍巖的彈性應(yīng)變能上升。

4)施工過程中發(fā)生巖爆的位置與數(shù)值模擬揭示的位置一致，數(shù)值模擬結(jié)論具備指導(dǎo)施工意義。

本文僅研究隧道沿最大主應(yīng)力開挖方向時(shí)，圍巖彈性應(yīng)變與巖爆之間的關(guān)系，然而在許多工程中隧道主應(yīng)力方向同隧道軸線存在一定角度，因此，不同規(guī)律的應(yīng)力重分布及巖爆特征尚待研究。