鄧 鍔， 楊偉超, 2， 雷明鋒, 2， 尹榮申

(1. 中南大學(xué)土木工程學(xué)院， 湖南 長沙 410075； 2. 中南大學(xué)高速鐵路建造技術(shù)國家工程實(shí)驗(yàn)室， 湖南 長沙 410075)

薄基巖頂板隧道爆破施工圍巖穩(wěn)定性分析

鄧 鍔1， 楊偉超1, 2， 雷明鋒1, 2， 尹榮申1

(1. 中南大學(xué)土木工程學(xué)院， 湖南 長沙 410075； 2. 中南大學(xué)高速鐵路建造技術(shù)國家工程實(shí)驗(yàn)室， 湖南 長沙 410075)

為更有效地進(jìn)行薄基巖頂板條件下隧道施工安全控制，以某高速公路隧道為工程背景，運(yùn)用數(shù)值模擬的方法，分別研究不同頂板厚度下隧道爆破施工引起的圍巖振速分布特征及其對圍巖的損傷情況，并進(jìn)行圍巖穩(wěn)定性分析。結(jié)果表明： 1)當(dāng)頂板厚度在5 m及以上時(shí)，圍巖是穩(wěn)定的； 2)當(dāng)頂板厚度為3 m時(shí)，最危險(xiǎn)橫斷面上基巖頂板內(nèi)開始產(chǎn)生嚴(yán)重的拉伸裂縫及一些徑向裂縫，將形成超挖； 3)當(dāng)頂板厚度≤ 2 m時(shí)，徑向裂縫貫穿頂板巖體，圍巖穩(wěn)定性較差，在掌子面后1 m內(nèi)可能發(fā)生塌落、掉塊等事故。

隧道爆破； 薄基巖頂板； 數(shù)值模擬； 圍巖穩(wěn)定性

0 引言

巖體中的斷層破碎帶或裂隙發(fā)育帶受外部環(huán)境影響，使巖層風(fēng)化極不均勻，易形成風(fēng)化槽或風(fēng)化囊，常造成巖層直接從全風(fēng)化層越級進(jìn)入中風(fēng)化甚至微風(fēng)化層的急劇過渡現(xiàn)象。當(dāng)隧道從風(fēng)化槽或風(fēng)化囊附近穿過時(shí)，便會(huì)出現(xiàn)薄基巖頂板情況。

薄基巖頂板的出現(xiàn)，使隧道圍巖中出現(xiàn)明顯的上軟下硬巖層界面，其爆破振動(dòng)對圍巖的影響與一般的均質(zhì)圍巖隧道相比差異較大，具有一定的特殊性。近年來，對隧道爆破地震動(dòng)效應(yīng)的研究主要集中在隧道爆破對襯砌結(jié)構(gòu)、連拱隧道中隔墻、臨近結(jié)構(gòu)物以及地表建(構(gòu))筑物穩(wěn)定性影響等方面[1-4]。對隧道爆破引起的掌子面附近圍巖振動(dòng)穩(wěn)定性方面的研究： 熊海華等[5]、唐紅梅等[6]針對隧道爆破中爆源附近巖體進(jìn)行了振動(dòng)損傷范圍劃分，但并未涉及薄基巖頂板隧道。對于薄基巖頂板隧道，在實(shí)際的爆破施工過程中，一旦出現(xiàn)損傷，則更容易導(dǎo)致塌落掉塊等事故的發(fā)生。根據(jù)薄基巖頂板隧道爆破施工的具體工程條件，對掌子面附近圍巖的振動(dòng)特性進(jìn)行分析，評估不同頂板厚度條件下巖體的穩(wěn)定狀態(tài)，對控制薄基巖頂板下隧道的施工安全具有重要的指導(dǎo)意義。

本文以某高速公路隧道工程為背景，通過數(shù)值模擬計(jì)算，對不同薄基巖頂板厚度(0.5～5 m)條件下的隧道爆破振速分布特征進(jìn)行研究，確定最危險(xiǎn)斷面所在位置，并根據(jù)巖體損傷標(biāo)準(zhǔn)，對爆破荷載作用下最危險(xiǎn)斷面圍巖的穩(wěn)定性進(jìn)行評估。

1 工程概況

1.1 概述

依托隧道工程最大埋深約180 m，最大開挖跨徑為18 m，開挖面面積約150 m2(見圖1(a))。洞身穿越地層主要為全-中風(fēng)化花崗巖(見圖1(b)和圖1(c))。其中，全風(fēng)化花崗巖(圍巖級別為Ⅴ級)逐漸侵入隧道拱頂，造成隧道基巖(中風(fēng)化花崗巖，Ⅲ級)頂板較薄(最薄處不足1 m)。橫斷面上巖層分界線呈左高右低傾斜，且傾斜角度沿隧道縱向基本保持不變。

(a) 橫斷面示意圖

(b) 中風(fēng)化花崗巖

(c) 全風(fēng)化花崗巖

1.2 施工方法與爆破參數(shù)

現(xiàn)場施工采用上下臺階法，上臺階高約7 m，采用楔形掏槽掘進(jìn)爆破。炮孔的直徑為42 mm，裝填直徑32 mm的2號巖石乳化炸藥，孔口密實(shí)填塞，采用導(dǎo)爆管雷管毫秒延時(shí)起爆網(wǎng)路。單循環(huán)進(jìn)尺控制在2.2 m左右。上臺階炮孔布置見圖2，掏槽眼的爆破開挖參數(shù)見表1。

圖2 炮孔布置圖

表1 爆破開挖參數(shù)

2 數(shù)值模型

2.1 模型的建立

以3 m頂板厚度工況為例，采用MIDAS/GTS建立三維爆破仿真模型。模型尺寸為水平方向?qū)?0 m，豎直方向高50 m，沿隧道縱向長44 m，隧道底距模型底約20 m。上臺階開挖至12 m處，隧道穿越中風(fēng)化花崗巖層，拱頂正中心至巖層界面的距離為3 m，上覆全風(fēng)化花崗巖。根據(jù)現(xiàn)場鉆芯取樣試驗(yàn)結(jié)果并參考文獻(xiàn)[7]，確定相應(yīng)的圍巖力學(xué)參數(shù)見表2。在建模過程中，圍巖均以連續(xù)介質(zhì)考慮，采用6面體單元來模擬，如圖3所示，其中測點(diǎn)D-2—D10在橫斷面上位于與巖層界面距離最近處，即頂板基巖最薄處。為減小爆破地震波的反射對計(jì)算結(jié)果的影響，將模型邊界設(shè)置為彈性邊界。

表2 圍巖參數(shù)取值表

(a) 立體圖

(b) 縱斷面

2.2 爆破荷載計(jì)算

目前國際上大多采用的爆破荷載模型為

p(t)=pbf(t)[8]。

(1)

式中：pb為傳遞至隧道開挖巖壁的爆破荷載壓力峰值，kPa；f(t)為指數(shù)型的時(shí)間滯后函數(shù)。

(2)

式中：n、m為量綱為一的量的與距離有關(guān)的阻尼參數(shù)，其值決定爆炸脈沖的起始位置和脈沖的波形，通常分別取為0.055和0.035；ω是cp和D的函數(shù)；p0為當(dāng)t=tR時(shí)，使f(tR)成為量綱為一的量的最大值為1.0的常數(shù)；tR為脈沖的起始時(shí)間，為n、m和ω的函數(shù)。

根據(jù)表1的爆破參數(shù)以及式(1)和式(2)，計(jì)算得到如圖4所示的作用在隧道壁面處的全時(shí)程爆破荷載曲線。可清晰判別出各段雷管爆破產(chǎn)生的爆破荷載峰值，第1段掏槽爆破荷載峰值最大。為提高計(jì)算效率，本文只研究掏槽眼爆破對圍巖振動(dòng)的影響，即在模型中只取掏槽爆破荷載沿隧道環(huán)向?qū)λ淼篱_挖輪廓面均勻加載。

圖4 全時(shí)程爆破荷載曲線

2.3 可靠性驗(yàn)證

為驗(yàn)證所建模型及所選參數(shù)的可靠性，現(xiàn)場監(jiān)測提取如圖3(b)所示計(jì)算模型中分析點(diǎn)D6、D8、D10(下標(biāo)表示與掌子面的距離)的豎向峰值振速與對應(yīng)位置的數(shù)值模擬計(jì)算值進(jìn)行對比，結(jié)果如表3所示。

表3結(jié)果對比

Table 3 Comparison between monitoring results and calculation results

測點(diǎn)實(shí)測值/(cm/s)計(jì)算值/(cm/s)相對差/%D615．1817．2111．8D810．9511．837．4D108．849．9611．2

由表3分析可知： 由于數(shù)值計(jì)算沒有考慮巖體內(nèi)的節(jié)理等微觀裂隙和已開挖區(qū)隧道初期支護(hù)等因素的影響，實(shí)測值略小于相應(yīng)的計(jì)算值，但二者相差均在10%左右，說明所建模型和所選參數(shù)是可靠的。

3 圍巖振速分布特征

3.1 橫斷面分布特征

3 m頂板厚度工況掌子面所在斷面的圍巖峰值振速云圖如圖5所示。分析可知，隧道輪廓上右拱腰至拱頂段的峰值振速均較大。

圖5 峰值振速云圖(單位： m/s)

進(jìn)一步分析圖5中A—G點(diǎn)位置的振速峰值可知： 1)D點(diǎn)振速較大，兩側(cè)測點(diǎn)振速相對較小； 2)G點(diǎn)振速最小，為30.62 cm/s； 3)A—G的7個(gè)測點(diǎn)中，D點(diǎn)距離巖層界面最近，可見爆破振動(dòng)對基巖頂板最薄位置(D點(diǎn))影響較大。其原因主要是： 爆破地震波沿隧道徑向傳播至基巖頂板時(shí)，在土巖界面至開挖輪廓面之間將產(chǎn)生大量反射[9]，且基巖頂板越薄，來回反射越頻繁，尤其是反射拉伸的影響越顯著，導(dǎo)致巖體損傷程度越嚴(yán)重。

3.2 縱向分布特征

為了解D點(diǎn)位置沿隧道縱向的振速分布情況，以3 m頂板厚度工況為例，提取D-2—D10點(diǎn)處的峰值振速矢量和，以爆破后掌子面所在位置為零點(diǎn)，掌子面后方為正方向，繪出沿隧道縱向振速分布曲線，如圖6所示。

圖6 振速縱向分布曲線

由圖6分析可知：

1)掌子面位置處振速并非最大。以零點(diǎn)為起點(diǎn)，依次向后，發(fā)現(xiàn)掌子面后方隧道開挖區(qū)上方測點(diǎn)的振速先緩慢增大后急劇減小，且均在距離掌子面2 m處達(dá)到最大，5 m后振速衰減趨勢趨于平緩，表明隧道開挖形成的空洞已改變了巖體的完整結(jié)構(gòu)，導(dǎo)致圍巖振速存在區(qū)域性變化特點(diǎn)。

2)掌子面前方2 m內(nèi)振速明顯比掌子面后方2 m內(nèi)振速要小，甚至低于掌子面后方10 m處振速。主要原因是以掌子面為中心位置，掌子面后方已開挖區(qū)隧道輪廓上質(zhì)點(diǎn)有很好的臨空面，其振動(dòng)強(qiáng)度勢必要比掌子面前方同等距離位置處大。爆破振動(dòng)對掌子面后方已開挖隧道上部圍巖的影響程度將遠(yuǎn)大于掌子面前方相應(yīng)位置，安全隱患往往存在于掌子面后方附近已開挖區(qū)隧道，故應(yīng)重點(diǎn)分析爆破振動(dòng)對掌子面后方隧道上部圍巖的影響情況。

4 圍巖穩(wěn)定性分析

4.1 損傷分區(qū)標(biāo)準(zhǔn)

現(xiàn)場試驗(yàn)和研究表明了爆破產(chǎn)生的質(zhì)點(diǎn)峰值振速與所造成的損傷有很好的相關(guān)性[10]。目前，大多數(shù)國家普遍采用質(zhì)點(diǎn)峰值振速作為衡量巖體爆破損傷程度的指標(biāo)。例如德國的DN 4150《爆破振動(dòng)安全標(biāo)準(zhǔn)》、英國的BS 7385《爆破振動(dòng)安全標(biāo)準(zhǔn)》以及我國的GB 6722—2014《爆破安全規(guī)程》[11]，均將爆破地震波的頻帶劃分為若干段，提出了考慮頻率特征的安全允許振動(dòng)速度控制標(biāo)準(zhǔn)。

國內(nèi)外許多學(xué)者通過爆前爆后巖體中新增裂縫調(diào)查、聲波對比測試等手段研究了巖體不同損傷程度與質(zhì)點(diǎn)峰值振動(dòng)速度之間的關(guān)系。文獻(xiàn)[12]基于露天礦山臺階爆破前后巖體的表觀完整性的變化程度，將巖體從完全不破裂至完全粉碎劃分為4個(gè)等級，并給出了對應(yīng)的巖體臨界質(zhì)點(diǎn)峰值振動(dòng)速度PPV(peak particle velocity)，該標(biāo)準(zhǔn)以其易用性和較好的準(zhǔn)確性在工程實(shí)踐中得到了廣泛的應(yīng)用。國內(nèi)的陳明等[13]、胡英國等[14]將該標(biāo)準(zhǔn)分別應(yīng)用于三峽樞紐工程臨時(shí)船閘、小灣水電站和溪洛渡水電站巖質(zhì)邊坡等工程的施工爆破安全控制中，并取得了較好的工程效果。本文以圍巖質(zhì)點(diǎn)峰值振速作為不同損傷程度分區(qū)指標(biāo)，在文獻(xiàn)[12]提出的安全判據(jù)的基礎(chǔ)上，綜合考慮隧道爆破與露天礦山臺階爆破的主振頻率差異、巖體節(jié)理豎向發(fā)育條件、延伸方向不利于隧道穩(wěn)定等因素，按80%折減以留作安全儲備，提出了適用于本工程隧道爆破振動(dòng)圍巖損傷分區(qū)標(biāo)準(zhǔn)，如表4所示。

表4爆破振動(dòng)圍巖損傷分區(qū)標(biāo)準(zhǔn)

Table 4 Partition standards for surrounding rock damage induced by blasting vibration

質(zhì)點(diǎn)峰值振速/(cm/s)巖體損傷效果分區(qū) <20．0完整巖石不會(huì)致裂無損傷區(qū)20．0～37．6產(chǎn)生輕微的拉伸層裂輕微損傷區(qū)37．6～136．0產(chǎn)生嚴(yán)重的拉伸裂縫及一些徑向裂縫嚴(yán)重?fù)p傷區(qū) >136．0巖體完全破碎破壞區(qū)

4.2 損傷分區(qū)

盡管掌子面后方2 m處D點(diǎn)振速稍大于1 m處，但在實(shí)際爆破施工時(shí)，掌子面后方2 m處隧道往往已及時(shí)做好初期支護(hù)，發(fā)生塌落的可能性較1 m處小，故各工況中縱向最不穩(wěn)定的斷面均在掌子面后方1 m處，需對此處橫斷面上圍巖的損傷程度作進(jìn)一步分析。

在各工況模型最不穩(wěn)定斷面上分別標(biāo)示出隧道輪廓上方峰值振速為20 cm/s和37.6 cm/s的等值線，即得到各工況橫斷面損傷分區(qū)圖(見圖7)。為便于描述損傷區(qū)域的形態(tài)特征，建立橫斷面損傷分區(qū)參數(shù)表，如表5所示。

(a) 0.5 m頂板

(b) 1.0 m頂板

(c) 2.0 m頂板

(d) 3.0 m頂板

(e) 4.0 m頂板

(f) 5.0 m頂板

A—嚴(yán)重?fù)p傷區(qū)； B—輕微損傷區(qū)； C—無損傷區(qū)。

圖7損傷分區(qū)圖

Fig. 7 Diagrams of damage partition

表5 橫斷面損傷分區(qū)參數(shù)

注：b1和b2分別表示20 cm/s和37.6 cm/s等值線與巖層界面線相交的寬度；h1和h2分別表示20 cm/s和37.6 cm/s等值線與隧道輪廓的最大徑向距離。

由表5分析可知：

1)損傷區(qū)域主要分布于隧道右上方圍巖。峰值振速等值線與巖層界面相交處有沿巖層界線方向的突起，使拱腰以上損傷區(qū)域在巖層界線處最寬。隨著頂板厚度逐漸減小，損傷區(qū)域同時(shí)沿徑向和巖層界線方向發(fā)展，徑向最寬達(dá)到5.2 m，沿界線最寬達(dá)到16.8 m。

2)當(dāng)頂板厚度為4 m時(shí)進(jìn)行爆破施工，20 cm/s等值線開始與巖層界線相交，相交寬度為8.6 m，表明輕微損傷區(qū)開始擴(kuò)展至上覆軟巖，頂板整體將產(chǎn)生輕微拉伸層裂。頂板厚度為5 m時(shí)，輕微損傷區(qū)最大徑向?qū)挾葍H為4.1 m，邊界已脫離巖層界線。

3)當(dāng)頂板厚度為3 m時(shí)進(jìn)行爆破施工，隧道右上方開始出現(xiàn)嚴(yán)重?fù)p傷區(qū)(見圖7 (d))，最大徑向?qū)挾葹?.1 m。

4)當(dāng)頂板厚度為2 m時(shí)進(jìn)行爆破施工，37.6 cm/s等值線開始與巖層界線相交，表明嚴(yán)重?fù)p傷區(qū)開始擴(kuò)展至上覆軟巖層。隨著厚度繼續(xù)減小，嚴(yán)重?fù)p傷區(qū)沿巖層界線最寬達(dá)到10.7 m。

4.3 穩(wěn)定性分析

基于4.2節(jié)的損傷分區(qū)情況描述和表4分區(qū)標(biāo)準(zhǔn)，可進(jìn)一步分析各工況下爆破施工圍巖穩(wěn)定性情況。

1)當(dāng)頂板厚度在5 m及以上時(shí)進(jìn)行爆破施工，最危險(xiǎn)斷面處隧道頂板巖體的損傷甚微，可認(rèn)為圍巖是穩(wěn)定的。當(dāng)頂板厚度為4 m時(shí)，頂板整體將產(chǎn)生輕微拉伸層裂。

2)當(dāng)頂板厚度為3 m時(shí)進(jìn)行爆破施工，基巖頂板內(nèi)部分巖體將產(chǎn)生嚴(yán)重的拉伸裂縫及一些徑向裂縫。由于此時(shí)徑向裂縫尚未貫穿基巖頂板，稍有不慎將形成超挖，從而影響開挖效果。

3)當(dāng)頂板厚度為2 m時(shí)進(jìn)行爆破施工，徑向裂縫將貫穿頂板巖體，在最不穩(wěn)定斷面處將可能發(fā)生塌落、掉塊等事故(如圖8所示)。當(dāng)頂板厚度減小至0.5 m時(shí)，圍巖穩(wěn)定性最差，需采取超前小導(dǎo)管注漿等預(yù)加固措施。

圖8 塌方事故現(xiàn)場

根據(jù)上述分析，將不同頂板厚度條件下爆破施工可能產(chǎn)生的后果及其圍巖穩(wěn)定性進(jìn)行整理，結(jié)果如表6所示。

表6 穩(wěn)定性評估表

5 結(jié)論與建議

通過對不同厚度薄基巖頂板下隧道爆破施工時(shí)附近圍巖的穩(wěn)定性評估，可有效地指導(dǎo)后續(xù)施工的安全控制，具體結(jié)論與建議如下。

1)振速峰值最大出現(xiàn)在距掌子面2 m處，且位于基巖頂板最薄處的隧道輪廓上，最不穩(wěn)定(即最危險(xiǎn))斷面在掌子面后方1 m處。

2)當(dāng)頂板厚度在5 m及以上時(shí)進(jìn)行爆破施工，可認(rèn)為是穩(wěn)定的。隨著頂板厚度逐漸減小至2 m，圍巖穩(wěn)定性逐漸降低，產(chǎn)生的不良后果將由頂板輕微拉伸層裂、超挖逐漸演變至塌落、掉塊等重大安全事故。

3)當(dāng)隧道頂板厚度≤2 m時(shí)進(jìn)行爆破施工，圍巖穩(wěn)定性較差。在不影響開挖效率的前提下，建議采取加強(qiáng)預(yù)加固、適當(dāng)減小掏槽孔藥量、進(jìn)一步縮短進(jìn)尺以及將掏槽孔位置向左側(cè)平移等措施來降低爆破振動(dòng)影響。當(dāng)頂板厚度減小至0.5 m及以下時(shí)，建議采取超前小導(dǎo)管注漿等預(yù)加固措施。在爆破完成后，應(yīng)及時(shí)對掌子面后方1 m范圍區(qū)段進(jìn)行初期支護(hù)。

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AnalysisofSurroundingRockStabilityduringBlastingConstructionofTunnelwithThinBedrockRoof

DENG E1, YANG Weichao1, 2, LEI Mingfeng1, 2, YIN Rongshen1

(1.SchoolofCivilEngineering,CentralSouthUniversity,Changsha410075,Hunan,China; 2.NationalEngineeringLaboratoryforHighSpeedRailwayConstruction,CentralSoathUniversty,Changsha410075,Hunan,China)

In order to effectively control the safety of tunnel construction under the condition of thin bedrock roof, the vibration velocity distribution characteristics and damage of surrounding rock induced by blasting construction of a expressway tunnel are studied; and then the stability of surrounding rock is analyzed by numerical simulation method. The results show that: 1) When the thickness of tunnel roof is over 5 m, the surrounding rock is stable. 2) When the thickness of tunnel roof is 3 m, serious tensile cracks and some radial cracks would occur at the bedrock roof of the most dangerous cross-section, and which would lead to overbreak. 3) When the thickness of tunnel roof is less than 2 m, radial cracks would penetrate the roof rock, the stability of surrounding rock is poor, and collapse would occur to 1 m behind the tunneling face.

tunnel blasting; thin bedrock roof; numerical simulation; stability of surrounding rock

2016-11-16;

2017-02-13

深圳市交委科技計(jì)劃項(xiàng)目 (2016)

鄧鍔(1991—)，男，湖南雙峰人，中南大學(xué)道路與鐵道工程專業(yè)在讀博士，研究方向?yàn)樗淼琅c地下工程施工及應(yīng)用。E-mail： 441471361@qq.com。

10.3973/j.issn.2096-4498.2017.11.011

U 45

A

2096-4498(2017)11-1430-06