高地應力大斷面軟巖隧洞支護效果模擬分析

張清泉

(中國中鐵二局第二工程有限公司，四川成都 610031)

復雜條件下隧洞及圍巖的穩(wěn)定性備受關注，尤其是大埋深、大斷面及破碎圍巖的情況下，隧洞極易發(fā)生大變形甚至塌方，而采用適當的支護手段對控制變形有著重要的意義［1］。本文以錦屏二級水電站引水隧洞為工程實例，采用有限差分軟件FLAC3D對超深埋大斷面軟巖隧洞初期支護作用進行三維模擬分析，在探討超深埋隧洞開挖及支護模擬技術的同時，對鋼拱架、噴砼和系統(tǒng)錨桿這三種支護手段在高地應力破碎圍巖條件下的支護效果進行對比分析。

錦屏二級水電站(裝機容量480×104kW)位于四川省涼山州雅礱江的錦屏大河灣上，截彎取直，開鑿4條引水隧洞引水發(fā)電。隧洞橫穿錦屏山脈，位于已建二級水電站輔助隧洞線北側(圖1)，洞線平均長度約16.67 km，洞徑13～14.6 m，主要采用鉆爆法施工。引水隧洞上覆巖體一般埋深1500～2000 m，具有埋深大、洞線長、洞徑大的特點，為超深埋特長大斷面隧洞群工程［2］。

引水隧洞軟巖段主要揭露里程為引(1)1+536 m 和引(2)1+613 m，該段埋深1500～1800 m，圍巖以綠泥石片巖為主，Ⅳ～Ⅴ級［3］。考慮4%的預留變形量后的開挖洞徑為13.8～14.6 m，典型斷面開挖形狀及初期支護見圖2 所示。由于水工隧洞砼結構設計與質量控制的特殊要求(必須先施工底拱砼后施工邊頂拱砼，且底拱砼未達到設計強度之前嚴禁行車)及施工作業(yè)采用大型機械設備，從而導致無法采用短臺階法進行施工，這對初期支護有了更高的要求，必須保證隧洞的長期穩(wěn)定。

1 計算模型及參數

FLAC3D程序是目前巖土力學計算中的重要數值方法之一，由美國ITASCS 公司推出，用于模擬三維巖土體或其他材料力學特性，已廣泛應用于邊坡穩(wěn)定性評價、隧道工程、礦山工程等領域［4］。

圖2 引水隧洞典型斷面

1.1 模型及邊界條件

根據錦屏引水隧洞軟巖段實際開挖情況，建立14.3 m洞徑的三心圓模型，計算模型范圍為水平方向－100≤x≤100，豎直方向－100≤z≤100，縱向方向0≤y≤60。取土體屈服服從Mohr－Coulomb 準則［5］～［8］。為模擬超深埋高地應力條件，將模型6個側面均施加法向位移約束(圖3)，模型頂面(z=100)至底面(z=－100)施加初始地應力為39.15～46.98 MPa，側壓力系數為1，以模擬1500～1800 m 埋深環(huán)境。數值分析中，以八節(jié)點六面體zone 單元模擬圍巖，以beam 單元模擬型鋼拱架，以shell 單元模擬噴砼，以cable 單元模擬全長粘結型系統(tǒng)錨桿，支護模型見圖4 所示。采用的H20 型鋼拱架間距1m，系統(tǒng)錨桿間距1m 并以長短相結合方式布置［9］～［13］。

圖3 模型邊界

圖4 支護模型

1.2 計算參數

根據現場地質勘查資料及綠泥石片巖的強度試驗，選擇軟巖力學模擬參數見表1 所示。根據現場采用的H20 型鋼拱架，Φ32 系統(tǒng)錨桿，CF30(硅粉鋼纖維)噴砼，查找相關材料參數后，擬定的支護結構計算參數如表2～表4 所示。

表1 圍巖力學模擬參數

表2 H20 型鋼拱架模擬參數

表3 系統(tǒng)錨桿模擬參數

表4 噴砼模擬參數(CF30、C30 砼)

1.3 模擬工況及測點布置

結合現場施工，采用上下臺階法開挖，上下臺階開挖高度分別為9.4 m 和4.9 m。先進行上臺階的開挖及支護，全部開挖完成后再進行下臺階的開挖及支護，施工進度為每循環(huán)1 m，開挖后即上支護，根據模型縱向長度(0≤y≤60)，上下臺階均需要60個循環(huán)來完成開挖。布置2個測點于y=30 m 的拱頂和邊墻位置，模擬過程中通過記錄每循環(huán)開挖后測點的位移來評價不同支護組合及參數時的作用效果［14］。隧洞開挖模型及測點布置詳見圖5。

圖5 隧洞掘進循環(huán)及測點布置

計算過程模擬超深埋軟巖隧洞開挖采用無支護、單一支護及聯(lián)合支護方式，計算分析了9 種工況，如表5 所示。工況Ⅰ為無支護形式，工況Ⅱ～Ⅳ為單一支護形式，工況Ⅴ～Ⅵ聯(lián)合支護形式。其中工況Ⅲ中，E28(CF30)和E3(CF30)表示采用硅粉鋼纖維噴砼，分別按28 d 和3 d 彈性模量計算;E3(C30)表示采用普通砼并按3 d 彈性模量計算。工況Ⅳ中，錨桿6/9 m 和12/18 m 表示長短結合方式布置。通過各工況的模擬，以分析不同支護方式下抑制變形的效果。

表5 模擬工況

2 計算結果分析

2.1 無支護及單一支護

圖6 顯示了模擬高地應力軟巖隧洞開挖時無支護和僅采用單一支護方式時拱頂及邊墻的位移計算結果。在上臺階開挖過程中(開挖步0～60)，拱頂變形略大于邊墻，其中工況Ⅱ和工況Ⅲ－1 時的主要變形發(fā)生在測點離掌子面－10～10 m(開挖步20～40)的開挖過程中，而工況Ⅰ和工況Ⅳ－1 發(fā)生在開挖步20～60，即整個上臺階的開挖過程中變形未出現收斂跡象;下臺階開挖時(開挖步60～120)，測點變形相對平緩，僅邊墻變形有所增加，且最終累計變形與拱頂相當。從圖中可看出，無支護和僅采用錨桿支護時(工況Ⅰ和工況Ⅳ－1)，測點變形較大(20～22 cm)，且在上下臺階的開挖過程中變形均未出現收斂的跡象，說明僅采用系統(tǒng)錨桿支護對抑制變形的作用并不明顯。采用單一的型鋼拱架或者噴砼支護時，測點最大變形收斂于10～12 cm，且噴砼(采用CF30 并按28 d 強度計算)支護效果最好，這兩種支護方式抑制變形的效果明顯強于系統(tǒng)錨桿。

圖6 無支護及單一支護時拱頂及邊墻位移

2.2 不同噴砼強度

圖7 中噴砼計算采用的是硅粉鋼纖維砼28 d 的強度參數。由于噴砼具有較高的早期強度，噴射后不久就開始發(fā)揮作用，因此在計算噴砼支護特征曲線時多采用砼的早期強度值［15］。為了解不同強度噴砼對抑制變形的影響，在工況Ⅲ－1 的基礎上，通過改變噴砼參數分別計算了工況Ⅲ－2(采用CF30 噴砼3 d 強度)和工況Ⅲ－3(采用C30 噴砼3 d 強度)。從計算結果可看出這三種工況下測點變形的趨勢基本一致，測點主要變形發(fā)生在開挖步20～40。工況Ⅲ－3 效果相對較差，但最大變形仍較采用H20 型鋼拱架要小(工況Ⅳ－1)，與工況Ⅲ－1 比較，測點最大變形也僅增大了不到2 cm，說明即便采用普通C30 噴砼支護，對控制圍巖變形也是比較有效的。

2.3 不同錨桿長度

圖8 中工況Ⅳ－1 顯示了采用6/9 m 長短結合系統(tǒng)錨桿時對抑制變形的效果并不明顯，因此，為保證錨桿深入圍巖以發(fā)揮較好的錨固的作用，在工況Ⅳ－1 的基礎上改變錨桿長度為9/18 m 長短結合(工況Ⅳ－2)?？梢钥闯?，即使增加的錨桿的長度，測點的變形趨勢基本未發(fā)生變化，在上下臺階開挖過程中均反映出變形不收斂的特征，且最大變形值接近20 cm，因此，一方面說明系統(tǒng)錨桿對控制超深埋軟弱圍巖變形的作用有限，同時也說明了系統(tǒng)錨桿超過一定長度后，其作用并不增強。

圖7 不同噴砼強度時拱頂及邊墻位移

圖8 不同錨桿長度支護時拱頂及邊墻位移

2.4 聯(lián)合支護

圖9 顯示了采用聯(lián)合支護措施時測點隨開挖步的變形曲線。可看出測點變形規(guī)律與工況Ⅲ－1 十分接近，即聯(lián)合支護對抑制圍巖變形的作用并未疊加。說明在超深埋條件下，支護對抑制軟巖變形的作用有限，高地應力環(huán)境導致軟巖在形成穩(wěn)定的拱部效應前不可避免發(fā)生較大的變形，支護對圍巖拱部效應的形成具有重要的意義，是圍巖變形侵限前充分發(fā)揮自承能力的保證。盡管聯(lián)合支護與單一噴砼支護在抑制變形效果上相差不明顯，但并不能否認拱架和系統(tǒng)錨桿的作用。實際開挖過程中，尤其是圍巖破碎洞段，拱架和噴砼對抑制松動圈的擴大發(fā)展，防止因圍巖變形脫落而引發(fā)的安全隱患等具有重要的作用。

圖9 聯(lián)合支護時拱頂及邊墻位移

3 結論

本文結合錦屏二級水電站引水隧洞軟巖段設計與施工，采用有限差分法程序FLAC3D對超深埋軟巖隧洞初期支護的作用進行了三維模擬。探討了不同支護類型及參數時，隧洞拱頂和邊墻的變形的特征，并得出了以下結論:

(1)錦屏引水隧洞軟巖段掌子面拱頂及邊墻變形主要發(fā)生在距掌子面前后10 m 的開挖過程中，噴砼和拱架應盡早施作，系統(tǒng)錨桿不宜落后掌子面10 m 施工;

(2)無支護或僅采用系統(tǒng)錨桿支護時，隧洞將出現較大變形且不收斂，而噴砼或者拱架支護對抑制軟巖變形效果較好;

(3)噴砼對控制超深埋軟巖變形的作用最強，采用20 cm 厚普通C30 噴砼的效果仍好于H20 型鋼拱架。系統(tǒng)錨桿的作用最弱，無法保證圍巖變形收斂;

(4)聯(lián)合支護對抑制圍巖變形的作用并不疊加，其支護意義在于采用合理的支護結合形式，控制圍巖在一定范圍內變形的同時，保證施工安全和避免侵限的發(fā)生。

［1］陳壽根.洞松水電站軟巖大變形引水隧洞施工技術開發(fā)中期研究報告［R］.西南交通大學，2011

［2］楊家松，陳壽根，陳亮，等.超深埋大斷面特長隧道群施工關鍵技術研究［R］.中鐵二局，西南交通大學，等，2012

［3］馮夏庭，周輝.西端引水隧洞綠泥石片巖地層大變形洞段若干工程問題的研究報告［R］.中國科學院武漢巖土力學研究所，2009

［4］彭文斌.FLAC3D 實用教程［M］.北京:機械工業(yè)出版社，2007

［5］Y.Jiang，H.Yoneda，Y.Tanabashi.Theoretical estimation of loosening pressure on tunnels in soft rocks［J］.Tunnelling and Underground Space Technology，2001，16:99－105

［6］C.J.Lee，B.R.Wu，H.T.Chen，K.H.Chiang.Tunnel stability and arching effects during tunneling in soft clayey soil［J］.Tunnelling and Underground Space Technology，2006，21:119－132

［7］郭建卿.數值模擬軟巖巷道支護技術研究［J］.焦作工學學報(自然科學版)，2003，22(5):338－340

［8］張向東，張虎偉，阮劍劍.軟巖巷道錨網索聯(lián)合支護設計及支護效果分析［J］.中國地質災害與防治學報，2011，22(3):67－73

［9］Zulfu Gurocak，Analyses of stability and support design for a diver-sion tunnel at the Kapikaya dam site，Turkey［J］.Bull Eng Geol Environ，2011，70:41－52

［10］H.Basarir，A.Ozsan，M.Karakus.Analysis of support requirements for a shallow diversion tunnel at Guledar dam site，Turkey［J］.Engineering Geology，2005，81:131－145

［11］郭中海，張伐，李國富.極軟巖巷道的數值模擬技術研究［J］.徐州工程學院學報，2005(20):25－29

［12］C.O.Aksoy，K.Ogul，I.Topal，S.C.Ozer，V.Ozacar，E.Posluk.Numerical modeling of non－deformable support in swelling and squeezing rock［J］.International Journal of Rock Mechanics ＆Mining Sciences，2012，52:61－70

［13］C.N.Chen，C.T.Tseng.2D tunneling chart from redistributed 3D principal stress path.Tunnelling and Underground Space Technology［J］，2010，25:305－314

［14］黃文彥.巖石隧道掘進引致應力調整及地拱發(fā)展之研究［D］.臺灣:國立臺灣科技大學，2007

［15］關寶樹.隧道力學概論［M］.成都:西南交通大學出版社，1993