高地应力大断面软岩隧洞支护效果模拟分析

张清泉

(中国中铁二局第二工程有限公司，四川成都 610031)

复杂条件下隧洞及围岩的稳定性备受关注，尤其是大埋深、大断面及破碎围岩的情况下，隧洞极易发生大变形甚至塌方，而采用适当的支护手段对控制变形有着重要的意义［1］。本文以锦屏二级水电站引水隧洞为工程实例，采用有限差分软件FLAC3D对超深埋大断面软岩隧洞初期支护作用进行三维模拟分析，在探讨超深埋隧洞开挖及支护模拟技术的同时，对钢拱架、喷砼和系统锚杆这三种支护手段在高地应力破碎围岩条件下的支护效果进行对比分析。

锦屏二级水电站(装机容量480×104kW)位于四川省凉山州雅砻江的锦屏大河湾上，截弯取直，开凿4条引水隧洞引水发电。隧洞横穿锦屏山脉，位于已建二级水电站辅助隧洞线北侧(图1)，洞线平均长度约16.67 km，洞径13～14.6 m，主要采用钻爆法施工。引水隧洞上覆岩体一般埋深1500～2000 m，具有埋深大、洞线长、洞径大的特点，为超深埋特长大断面隧洞群工程［2］。

引水隧洞软岩段主要揭露里程为引(1)1+536 m 和引(2)1+613 m，该段埋深1500～1800 m，围岩以绿泥石片岩为主，Ⅳ～Ⅴ级［3］。考虑4%的预留变形量后的开挖洞径为13.8～14.6 m，典型断面开挖形状及初期支护见图2 所示。由于水工隧洞砼结构设计与质量控制的特殊要求(必须先施工底拱砼后施工边顶拱砼，且底拱砼未达到设计强度之前严禁行车)及施工作业采用大型机械设备，从而导致无法采用短台阶法进行施工，这对初期支护有了更高的要求，必须保证隧洞的长期稳定。

1 计算模型及参数

FLAC3D程序是目前岩土力学计算中的重要数值方法之一，由美国ITASCS 公司推出，用于模拟三维岩土体或其他材料力学特性，已广泛应用于边坡稳定性评价、隧道工程、矿山工程等领域［4］。

图2 引水隧洞典型断面

1.1 模型及边界条件

根据锦屏引水隧洞软岩段实际开挖情况，建立14.3 m洞径的三心圆模型，计算模型范围为水平方向－100≤x≤100，竖直方向－100≤z≤100，纵向方向0≤y≤60。取土体屈服服从Mohr－Coulomb 准则［5］～［8］。为模拟超深埋高地应力条件，将模型6个侧面均施加法向位移约束(图3)，模型顶面(z=100)至底面(z=－100)施加初始地应力为39.15～46.98 MPa，侧压力系数为1，以模拟1500～1800 m 埋深环境。数值分析中，以八节点六面体zone 单元模拟围岩，以beam 单元模拟型钢拱架，以shell 单元模拟喷砼，以cable 单元模拟全长粘结型系统锚杆，支护模型见图4 所示。采用的H20 型钢拱架间距1m，系统锚杆间距1m 并以长短相结合方式布置［9］～［13］。

图3 模型边界

图4 支护模型

1.2 计算参数

根据现场地质勘查资料及绿泥石片岩的强度试验，选择软岩力学模拟参数见表1 所示。根据现场采用的H20 型钢拱架，Φ32 系统锚杆，CF30(硅粉钢纤维)喷砼，查找相关材料参数后，拟定的支护结构计算参数如表2～表4 所示。

表1 围岩力学模拟参数

表2 H20 型钢拱架模拟参数

表3 系统锚杆模拟参数

表4 喷砼模拟参数(CF30、C30 砼)

1.3 模拟工况及测点布置

结合现场施工，采用上下台阶法开挖，上下台阶开挖高度分别为9.4 m 和4.9 m。先进行上台阶的开挖及支护，全部开挖完成后再进行下台阶的开挖及支护，施工进度为每循环1 m，开挖后即上支护，根据模型纵向长度(0≤y≤60)，上下台阶均需要60个循环来完成开挖。布置2个测点于y=30 m 的拱顶和边墙位置，模拟过程中通过记录每循环开挖后测点的位移来评价不同支护组合及参数时的作用效果［14］。隧洞开挖模型及测点布置详见图5。

图5 隧洞掘进循环及测点布置

计算过程模拟超深埋软岩隧洞开挖采用无支护、单一支护及联合支护方式，计算分析了9 种工况，如表5 所示。工况Ⅰ为无支护形式，工况Ⅱ～Ⅳ为单一支护形式，工况Ⅴ～Ⅵ联合支护形式。其中工况Ⅲ中，E28(CF30)和E3(CF30)表示采用硅粉钢纤维喷砼，分别按28 d 和3 d 弹性模量计算;E3(C30)表示采用普通砼并按3 d 弹性模量计算。工况Ⅳ中，锚杆6/9 m 和12/18 m 表示长短结合方式布置。通过各工况的模拟，以分析不同支护方式下抑制变形的效果。

表5 模拟工况

2 计算结果分析

2.1 无支护及单一支护

图6 显示了模拟高地应力软岩隧洞开挖时无支护和仅采用单一支护方式时拱顶及边墙的位移计算结果。在上台阶开挖过程中(开挖步0～60)，拱顶变形略大于边墙，其中工况Ⅱ和工况Ⅲ－1 时的主要变形发生在测点离掌子面－10～10 m(开挖步20～40)的开挖过程中，而工况Ⅰ和工况Ⅳ－1 发生在开挖步20～60，即整个上台阶的开挖过程中变形未出现收敛迹象;下台阶开挖时(开挖步60～120)，测点变形相对平缓，仅边墙变形有所增加，且最终累计变形与拱顶相当。从图中可看出，无支护和仅采用锚杆支护时(工况Ⅰ和工况Ⅳ－1)，测点变形较大(20～22 cm)，且在上下台阶的开挖过程中变形均未出现收敛的迹象，说明仅采用系统锚杆支护对抑制变形的作用并不明显。采用单一的型钢拱架或者喷砼支护时，测点最大变形收敛于10～12 cm，且喷砼(采用CF30 并按28 d 强度计算)支护效果最好，这两种支护方式抑制变形的效果明显强于系统锚杆。

图6 无支护及单一支护时拱顶及边墙位移

2.2 不同喷砼强度

图7 中喷砼计算采用的是硅粉钢纤维砼28 d 的强度参数。由于喷砼具有较高的早期强度，喷射后不久就开始发挥作用，因此在计算喷砼支护特征曲线时多采用砼的早期强度值［15］。为了解不同强度喷砼对抑制变形的影响，在工况Ⅲ－1 的基础上，通过改变喷砼参数分别计算了工况Ⅲ－2(采用CF30 喷砼3 d 强度)和工况Ⅲ－3(采用C30 喷砼3 d 强度)。从计算结果可看出这三种工况下测点变形的趋势基本一致，测点主要变形发生在开挖步20～40。工况Ⅲ－3 效果相对较差，但最大变形仍较采用H20 型钢拱架要小(工况Ⅳ－1)，与工况Ⅲ－1 比较，测点最大变形也仅增大了不到2 cm，说明即便采用普通C30 喷砼支护，对控制围岩变形也是比较有效的。

2.3 不同锚杆长度

图8 中工况Ⅳ－1 显示了采用6/9 m 长短结合系统锚杆时对抑制变形的效果并不明显，因此，为保证锚杆深入围岩以发挥较好的锚固的作用，在工况Ⅳ－1 的基础上改变锚杆长度为9/18 m 长短结合(工况Ⅳ－2)。可以看出，即使增加的锚杆的长度，测点的变形趋势基本未发生变化，在上下台阶开挖过程中均反映出变形不收敛的特征，且最大变形值接近20 cm，因此，一方面说明系统锚杆对控制超深埋软弱围岩变形的作用有限，同时也说明了系统锚杆超过一定长度后，其作用并不增强。

图7 不同喷砼强度时拱顶及边墙位移

图8 不同锚杆长度支护时拱顶及边墙位移

2.4 联合支护

图9 显示了采用联合支护措施时测点随开挖步的变形曲线。可看出测点变形规律与工况Ⅲ－1 十分接近，即联合支护对抑制围岩变形的作用并未叠加。说明在超深埋条件下，支护对抑制软岩变形的作用有限，高地应力环境导致软岩在形成稳定的拱部效应前不可避免发生较大的变形，支护对围岩拱部效应的形成具有重要的意义，是围岩变形侵限前充分发挥自承能力的保证。尽管联合支护与单一喷砼支护在抑制变形效果上相差不明显，但并不能否认拱架和系统锚杆的作用。实际开挖过程中，尤其是围岩破碎洞段，拱架和喷砼对抑制松动圈的扩大发展，防止因围岩变形脱落而引发的安全隐患等具有重要的作用。

图9 联合支护时拱顶及边墙位移

3 结论

本文结合锦屏二级水电站引水隧洞软岩段设计与施工，采用有限差分法程序FLAC3D对超深埋软岩隧洞初期支护的作用进行了三维模拟。探讨了不同支护类型及参数时，隧洞拱顶和边墙的变形的特征，并得出了以下结论:

(1)锦屏引水隧洞软岩段掌子面拱顶及边墙变形主要发生在距掌子面前后10 m 的开挖过程中，喷砼和拱架应尽早施作，系统锚杆不宜落后掌子面10 m 施工;

(2)无支护或仅采用系统锚杆支护时，隧洞将出现较大变形且不收敛，而喷砼或者拱架支护对抑制软岩变形效果较好;

(3)喷砼对控制超深埋软岩变形的作用最强，采用20 cm 厚普通C30 喷砼的效果仍好于H20 型钢拱架。系统锚杆的作用最弱，无法保证围岩变形收敛;

(4)联合支护对抑制围岩变形的作用并不叠加，其支护意义在于采用合理的支护结合形式，控制围岩在一定范围内变形的同时，保证施工安全和避免侵限的发生。

［1］陈寿根.洞松水电站软岩大变形引水隧洞施工技术开发中期研究报告［R］.西南交通大学，2011

［2］杨家松，陈寿根，陈亮，等.超深埋大断面特长隧道群施工关键技术研究［R］.中铁二局，西南交通大学，等，2012

［3］冯夏庭，周辉.西端引水隧洞绿泥石片岩地层大变形洞段若干工程问题的研究报告［R］.中国科学院武汉岩土力学研究所，2009

［4］彭文斌.FLAC3D 实用教程［M］.北京:机械工业出版社，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.数值模拟软岩巷道支护技术研究［J］.焦作工学学报(自然科学版)，2003，22(5):338－340

［8］张向东，张虎伟，阮剑剑.软岩巷道锚网索联合支护设计及支护效果分析［J］.中国地质灾害与防治学报，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，张伐，李国富.极软岩巷道的数值模拟技术研究［J］.徐州工程学院学报，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］黄文彦.岩石隧道掘进引致应力调整及地拱发展之研究［D］.台湾:国立台湾科技大学，2007

［15］关宝树.隧道力学概论［M］.成都:西南交通大学出版社，1993