深埋軟巖電站輔助洞室支護措施研究*

張成遠

(中鐵十八局集團隧道工程有限公司 重慶 400707)

我國經(jīng)濟的迅速發(fā)展，極大的推動了基礎設施的發(fā)展，地下隧洞工程越來越多。地下隧洞修建過程中大變形問題頻繁發(fā)生。隧洞施工中的大變形問題嚴重影響隧道修建安全，甚至威脅人民群眾的安全。針對隧洞施工過程中出現(xiàn)的大變形問題，眾多科研工作者采用不同方法展開一系列的研究，并取得了豐碩的成果?；谀成盥褴泿r公路隧道工程采用的3層支護結構，晏長根等[1]以此隧道為研究對象，通過數(shù)值模擬手段，分析了公路隧道過程中的大變形現(xiàn)象，系統(tǒng)的總結了支護結構受力變形特征。仇文革等[2]基于某發(fā)生大變形的隧道工程，研發(fā)了一種新型限阻耗能型支護結構，能很好的適用大變形隧道，應用于實際工程并得到驗證。徐飛等[3]以某千枚巖隧道工程為研究對象，通過現(xiàn)場試驗對比了隧道采用傳統(tǒng)支護結構與新型支護結構，對比結果表明，新型支護結構能夠更好的控制千枚巖隧道的變形。李鵬飛等[4]通過有限元分析的手段，分析了軟弱圍巖隧道的變形規(guī)律，并提出有效控制措施限制隧道的變形。李磊等[5]以高地應力地區(qū)的千枚巖隧道為研究對象，通過有限元軟件建立數(shù)值模型模擬了隧道施工全過程，分析了隧道施工過程中圍巖的變形規(guī)律。徐國文等[6]針對復雜地質(zhì)條件下的隧道工程，通過有限元模擬仿真方法分析了隧道的變形破壞機制，并基于此創(chuàng)新的完善了開挖方案。

1工程概況

重慶蟠龍抽水蓄能電站位于重慶市綦江區(qū)中峰鎮(zhèn)境內(nèi)。該工程屬一等大(1)型工程，主要永久性建筑物按1級建筑物設計，次要永久性建筑物按3級建筑物設計。蟠龍抽水蓄能電站輔助洞室較多，錯綜交雜，主要包括進場交通洞、通風兼安全洞、主廠房進風洞等。以通風兼安全洞為研究對象，通風兼安全洞布置在主廠房排煙風機房右端，洞口底板高程496.00m，末端底板高程499.40m，長896m，城門洞型，斷面凈尺寸為9.0m×5.5m(高度×寬度)，隧道采用臺階法施工。該通風隧洞主要穿越砂巖夾泥巖地層，砂巖夾泥巖呈灰綠、紫紅、褐黃色等，巖石破碎，節(jié)理發(fā)育，隧道穿越處圍巖等級均為Ⅳ和Ⅴ級。

隧道開挖不久后，兩側邊墻產(chǎn)生大變形，邊墻水平位移最大可達80cm，拱頂沉降峰值超過20cm。初期支護方案為工20的鋼架按0.6m的間距布設，隧道拱頂布設直徑25mm的3m長中空錨桿，邊墻布設直徑22mm的3m長中空錨桿，表面噴射厚度22cm的混凝土，混凝土等級C25。由于隧道施工初期出現(xiàn)大變形，為防止隧道穩(wěn)定性進一步降低，設置一段試驗段。該試驗段進行雙層支護，支護參數(shù)如下：

第一層支護：工22b的鋼架按0.6m的間距布設；布設直徑25mm的4m長中空錨桿，錨桿間距1.2m×1.0m；噴射厚度25cm的混凝土，混凝土等級C25。

第二層支護：工22b的鋼架按0.6m的間距布設；噴射厚度25cm的混凝土，混凝土等級C25。

2監(jiān)測結果分析

2.1圍巖壓力

2.1.1圍巖壓力 該試驗段隧道設5個監(jiān)測斷面，各斷面觀測點相同布置，布置圖見圖1。共進行為期50d的監(jiān)測，對該段第一層支護的鋼架應力、混凝土應力、錨桿軸力、圍巖壓力和位移進行監(jiān)測。各監(jiān)測斷面監(jiān)測結果規(guī)律基本一致，文章選取圍巖壓力最大的監(jiān)測斷面進行分析。

圖1 試驗段測點布置

圖2(a)給出了不同測點圍巖壓力隨監(jiān)測時間的變化曲線。圖2(b)給出了圍巖壓力的形態(tài)及對應的數(shù)值(圍巖受拉為負值，受壓為正值)，從圖中可以看出，圍壓壓力峰值發(fā)生在隧道拱頂處，峰值約為1675kPa；當隧道下臺階開挖后，隧道拱腳處圍巖壓力突然減小，并隨著第二層初期支護的仰拱施工完畢后又逐漸增大。支護完畢后，圍巖壓力最終狀態(tài)為兩側邊墻較小，拱頂位置較大。

(a)不同測點圍巖壓力曲線

(b)圍巖壓力的形態(tài)及對應的數(shù)值

2.1.2圍巖及支護結構變形 圍巖各觀測點的變形隨著監(jiān)測時間的增加而逐步增大，并最終趨于穩(wěn)定。圖3(a)給出了圍巖內(nèi)部變形形態(tài)及數(shù)值。圖3(b)給出了支護結構邊墻、墻腳和隧道拱頂變化曲線圖。

(a)圍巖內(nèi)部變形形態(tài)及數(shù)值

(b)支護結構拱頂變化曲線圖

從圖2中可以看出，圍巖內(nèi)部變形整體較小，變形峰值約為16.7mm，發(fā)生在拱頂內(nèi)部約5m的位置。隧道拱頂沉降約為101mm，支護結構邊墻處的變形約為302mm?？梢钥吹剑O(jiān)測斷面圍巖內(nèi)部的變形遠遠小于支護結構的變形，這是因為監(jiān)測到的圍巖內(nèi)部變形實為相對變形，監(jiān)測圍巖內(nèi)部變形的傳感器布置范圍沒有超過圍巖破壞范圍，導致傳感器與破壞區(qū)域內(nèi)的圍巖產(chǎn)生共同變形。

經(jīng)過第二學期的穩(wěn)步提升，到了第三學期一直成績優(yōu)異進步很大的實驗組2卻有了退步，實驗組1也有退步，經(jīng)過和學生交談以及和Fatima教授探討，發(fā)現(xiàn)某些學生熟悉了這種方法后，關注度和興趣度有些放松，于是我們又對KWL+進行了改進，加入了新的如Readers Theatre等方法。這說明某種教學方法再好，教師在教學過程中也不能一成不變，要以學生為主體，隨時調(diào)整方法，才能抓住學生注意力和興趣點。

已有研究表明，圍巖產(chǎn)生大變形時，圍巖壓力主要是形變壓力，如果圍巖被允許產(chǎn)生一定程度的變形，圍巖壓力則會明顯減小，同時隧道在初期支護產(chǎn)生開裂現(xiàn)象后仍可以保持穩(wěn)定。如果此時圍巖壓力為松散壓力，初期支護會持續(xù)變形最終發(fā)生坍塌。根據(jù)圍巖內(nèi)部變形監(jiān)測情況，可認為圍巖在該變形下仍為松弛狀態(tài)，作用在初期支護結構上的圍巖壓力仍是形變壓力。

2.1.3錨桿軸力 圖4給出了錨桿軸力分布形態(tài)及數(shù)值(錨桿受拉為正值，受壓為負值)，其中錨桿長度為4m。結果表明，監(jiān)測范圍內(nèi)錨桿軸力隨著監(jiān)測時間的增加而逐步增大，并最終趨于穩(wěn)定。綜合來看，錨桿軸力均較小，這是因為錨桿沒有擊穿圍巖的破裂面，未充分發(fā)揮錨桿的作用。

圖4 錨桿軸力分布形態(tài)及數(shù)值

2.2根據(jù)現(xiàn)場監(jiān)測發(fā)生的問題

依據(jù)上述現(xiàn)場監(jiān)測結果及分析，發(fā)現(xiàn)如下幾點問題：

(1)初期支護結構在邊墻位置處的變形與作用其上的圍巖壓力、圍巖內(nèi)部變形和支護結構剛度都不匹配?，F(xiàn)場監(jiān)測結果中支護結構邊墻處的變形約為302mm，而圍巖內(nèi)部變形峰值僅為為16.7mm；圍巖壓力在邊墻位置處僅為110～390kPa；試驗段隧道布置了一層套拱和兩層初期支護，但邊墻處支護結構的變形仍較大。

(2)支護結構在拱頂變形與作用其上的圍巖壓力不匹配?，F(xiàn)場監(jiān)測結果中圍巖壓力在隧道拱頂位置最大，但支護結構最大變形發(fā)生在邊墻位置。因此，應進一步明確：現(xiàn)場監(jiān)測中作用與支護結構上的圍巖壓力是否是真實圍巖壓力，尤其是邊墻位置。支護結構在邊墻位置的變形較大是否是因為支護剛度不夠。

3數(shù)值模擬分析

3.1隧道圍巖特征曲線的確定

利用有限元軟件建立三維數(shù)值模型，如圖5所示。模型寬度為100m，高度為60m，縱向長度為1m。支護結構設為剛性，用Liner單元模擬，軟件會在圍巖與Liner單元間生成一個接觸面，以模擬圍巖與支護結構的閉合張拉等作用。在圍巖與Liner單元間添加法向彈簧，以模擬支護結構與圍巖間的閉合與分離。圍巖應力選用應力邊界來模擬，其中Pv=4.0MPa(豎向地應力)，Ph=2.2MPa(橫向地應力)，不計重力。表2給出了圍巖和支護結構參數(shù)，表3給出了Liner單元接觸面參數(shù)。

圖5 數(shù)值模擬圖

表1 圍護和支護結構參數(shù)

表2 圍Liner單元接觸面參數(shù)(軟件內(nèi)置參數(shù)，參數(shù)無剛量化)

為保證有限元結果的正確性，用Hoek理論進行對比驗證。Hoek理論的控制方程如下：

其中，i代表觀測點位置；εi為該處隧道收斂值比上隧道半徑；σcm表示該處巖體的強度，單位為MPa；p0表示地應力，單位為MPa；pi表示該處圍巖壓力，單位為MPa。

對于該工程，式中參數(shù)取值分為：巖體強度σcm=0.4MPa，隧道半徑r=4.8m，拱頂位置地應力p0=4.0MPa，邊墻位置地應力p0=2.2MPa。通過有限元模擬和理論計算，圖12給出了圍巖特征曲線。

結合圖2和圖6可以看出，隧道拱頂位置數(shù)值計算的圍巖壓力為1.47MPa，實測的圍巖壓力為1.68MPa，兩種方法的計算結果較為接近。邊墻位置實測的圍巖壓力0.13～0.46MPa，數(shù)值計算的圍巖壓力為1.32MPa，數(shù)值計算結果大于實測結果的原因為邊墻位置支護結構未穩(wěn)定，支護結構分擔的荷載有限，這使得實際圍巖壓力遠小于測試圍巖壓力。因此，測試的圍巖壓力不能用于指導設計。進一步觀察，理論計算曲線顯示支護抗力隨著圍巖變形的持續(xù)增大會逐漸趨于0。實際施工過程中，隨著圍巖變形的增大，擠壓性圍巖會從“松弛”狀態(tài)轉變?yōu)椤八缮ⅰ睜顟B(tài)，普遍認為隨著圍巖變形的增大，圍巖壓力首先會減小，隨后逐步增大，最終趨于穩(wěn)定。文中所建立的數(shù)值模型的計算結果與該變形規(guī)律基本一致，從數(shù)值計算結果曲線可以看出，當圍巖變形范圍為0.3-0.4m時，支護結構所承受的圍巖壓力為最小值。圍巖壓力由圍巖自身承擔的比例是有限的，該工程中，隧道拱頂和邊墻位置圍巖自身承擔的比例分別為63.5%和34.7%(圍壓壓力最小值比上相應位置的地應力)。從數(shù)值計算曲線可知，隨著圍巖變形的增大，支護結構所承擔的圍巖壓力呈先減小后增大的趨勢，因此適當?shù)膰鷰r變形可以使得圍巖承載能力更好的發(fā)揮，也能減小支護結構承擔的荷載。從理論計算曲線可知，隨著圍巖變形的增大，支護結構所承擔的圍壓壓力持續(xù)減少并最終趨于0，這與實際情況不一致，因此現(xiàn)有理論不能推算出適宜的圍巖變形控制值。

圖6 圍巖特征曲線

3.2隧道支護變形失穩(wěn)機理

對于所研究的實際工程，隧道主要為邊墻破壞，在實際圍巖壓力下，圖7給出了邊墻變形失穩(wěn)過程圖(豎向箭頭表示壓應力)。邊墻失穩(wěn)破壞可當成剛度失效與結構穩(wěn)定失效的結合。這是因為邊墻曲度小，該位置支護結構承擔了過大的側向力和豎向壓力，支護結構不能有效約束水平位移。

(a)邊墻

(b)初始階段

(c)變形階段

(d)失穩(wěn)階段圖7 邊墻變形失穩(wěn)過程圖

實際工程中，隧道邊墻從變形、開裂到失穩(wěn)可分為如下兩個階段：①因邊墻作用過大側向力導致的結構剛度失效，邊墻在豎向壓力作用下產(chǎn)生過大彈性變形；②過大的側向力和豎向壓力聯(lián)合作用導致的邊墻穩(wěn)定失效，這同樣是引起支護結構失穩(wěn)的最重要原因。當首層支護邊墻失穩(wěn)后，再施工下一層支護結構，邊墻同樣會失穩(wěn)。這也導致實際監(jiān)測時，即使施工第三層支護結構，邊墻位置的圍巖壓力同樣較小。

為控制隧道的變形，對比4種不同初期支護厚度的工況，表3給出了不同初期支護厚度的具體參數(shù)。第1～3種工況圍巖壓力選擇圖6的邊墻和拱頂位置處的圍巖特征曲線中的最小值，第4種工況的圍巖壓力去現(xiàn)場監(jiān)測值。圍巖參數(shù)取值如下：彈性抗力取值為90MPa/m，泊松比為0.35。

表3 不同初期支護厚度的具體參數(shù)

表4給出了第1～4種下初期支護的變形值。從表中可以看出：第1種工況下初期支護的變形值與現(xiàn)場監(jiān)測結果基本一致，當初期支護的厚度從25cm提升至50cm、80cm時，拱頂處初期支護沉降從76.1mm分別減小至14.5mm和2.0mm，邊墻處初期支護變形從354.1mm分別減小至84.2mm和33.6mm?？梢姡嵘跗谥ёo的厚度，初期支護變形能得到有效控制、第4種工況的初期支護變形雖較小，但與現(xiàn)場監(jiān)測結果嚴重不符，這是因為隧道邊墻處的支護結構失穩(wěn)的同時剛度發(fā)生失效，從而支護結構未能提供相應的支護抗力。綜合表3、4可以看出，當初期支護厚度提升到50cm時，可以顯著降低初期支護的變形，同時后續(xù)支護也能發(fā)揮更佳的作用。

表4 第1～4種下初期支護的變形值

4結論

由于隧道施工初期出現(xiàn)大變形，為防止隧道穩(wěn)定性進一步降低，設置一段試驗段。通過現(xiàn)場監(jiān)測和數(shù)值模擬相結合的方法，分析了隧道失穩(wěn)形式，并提出有效措施控制隧道的變形。得到以下主要結論：

(1)提出一種利用有限元分析得到圍巖特征曲線的方法，能更好的得到全過程圍巖壓力曲線。該工程中，當圍巖變形范圍在30～40cm時，支護結構承擔了最小圍巖壓力；

(2)從現(xiàn)場監(jiān)測結果可知，隧道邊墻位置的支護結構變形與支護結構剛度、所承擔的圍巖壓力、圍巖變形都不匹配，支護結構在拱頂處的變形與其所承擔的圍巖壓力也不匹配，現(xiàn)場監(jiān)測所獲得的支護結構所承擔的圍巖壓力并不是真實壓力；

(3)圍巖可承擔的自身壓力是有限的，釋放過大的圍壓變形并不能使圍巖承擔更多的自身壓力。該工程中，拱頂和邊墻位置圍巖所承受的自身壓力極限分別為63.5%和34.7%，適當?shù)膰鷫鹤冃慰刂浦的芨玫陌l(fā)揮其承載能力；

(4)隧道邊墻從變形、開裂到失穩(wěn)可分為兩個階段。第一階段：因邊墻作用過大側向力導致的結構剛度失效，邊墻在豎向壓力作用下產(chǎn)生過大彈性變形；第二階段：過大的側向力和豎向壓力聯(lián)合作用導致了邊墻失效。