超大断面通航隧洞软弱围岩及支护体系受力变形特性研究*

曾仲毅 杨 洪 春军伟 陈 政 吴铭芳

(1.贵州省交通规划勘察设计研究院股份有限公司 贵阳 550081; 2.西南交通大学土木工程学院 成都 610031)

近年来为满足更高标准的公路、铁路、航运等交通通行需求和城市地下综合体、地下数据中心、水电机房、储油洞库等大容量空间的需要,隧道工程的开挖断面规模逐渐增大,由几十平方米逐步扩大到几百平方米。

根据隧洞开挖净空面积大小,可将隧洞划分为标准断面、大断面、超大断面[1]。国际隧道协会以100 m2以上为超大断面,日本以120 m2以上为超大断面。大批学者通过数值模拟手段对超大断面隧道开挖围岩稳定性进行了研究。章慧健等[2]通过对大跨度四线铁路隧道围岩稳定性分析,得到开挖形成塑性区后,增加开挖跨度会大大增加围岩塑性区半径,影响围岩稳定。杨明哲等[3]通过对超大断面隧道开挖工程数值分析,得出双侧壁导坑施工拱顶沉降为变形主要来源,中导洞开挖是拱顶沉降最为发展阶段。随着隧道开挖断面的增大,开挖对围岩的扰动也急剧增大,断面越大围岩越不容易稳定,特别对于软弱围岩的超大断面隧道开挖施工,对隧道支护体系提出了更高的要求[4]。龚彦峰等[5]针对超大断面富水软弱围岩隧道设计施工的控制措施。张俊儒等[6]研究了超大断面隧道拆除支撑的安全性研究。但目前,单洞开挖面积在500 m2以上的隧洞工程案例仍然较少,可以借鉴参考的设计建造经验有限。

本文以清水江白市至分水溪通航隧洞为例,分析软弱地层中单洞开挖面积达604.22 m2的隧洞围岩稳定性及支护体系受力特性研究,为类似超大断面隧道设计和施工提供相应理论依据。

1 依托工程概况

依托项目为贵州省清水江白市至分水溪航道建设工程上游引航道与主航道中间通航连接段的通航隧洞(见图1),拟建隧洞位于清水江右岸,隧洞横穿山脊,地形条件复杂,按IV级通航标准单线通航设计,隧洞全长590 m。

图1 通航隧道卫星图像

区内岩性为浅变质岩,构造及风化剥蚀作用强烈,地貌类型属构造剥蚀中低山地貌。隧洞洞身穿越薄至中厚层状粉砂质板岩,纵断面地质图见图2,岩石为较软岩,围岩等级划分为V级围岩(200 m)、IV级(110 m)和III级(280 m)。隧洞最大埋深约115 m,最小埋深位于进口约7 m。

图2 通航隧洞地质纵断面图

隧洞内轮廓采用受力性能较好的多心圆曲墙断面,建筑限界净宽21.00 m、净高18.50 m;最大开挖宽度24.82 m,开挖高度28.36 m,初支最大开挖轮廓线面积604.22 m2。隧洞浅埋V级围岩段横断面设计图见图3。为充分发挥隧洞围岩的自身承载能力,采用长短锚杆结合加固隧洞周边围岩施工采用双侧壁导坑+临时横撑工法开挖,主洞超前支护采用直径×壁厚为76 mm×6 mm超前中管棚,长9 m,环向间距40 cm,纵向间距7 m。施工工序见图4。本文以地质情况较差,风险较大的浅埋段V级围岩段开挖过程中围岩和支护结构受力变形特性展开研究分析。

图3 通航隧洞V级围岩段衬砌横断面设计图(单位:cm)

图4 通航隧洞施工步序图(单位:m)

2 数值模拟试验

2.1 数值模型建立

试验以隧洞洞口段V围岩开挖支护全过程为对象进行三维数值分析,洞口埋深浅,地形起伏大,为真实模拟隧道应力状态,需根据实际地形情况建立模型。模型的左、右及下边界距离取约4倍的隧道的开挖洞径,即左、右边界为100 m,下边界为96 m,上边界为地表,隧道轴线方向取100 m。计算模型的左、右、前、后边界和下边界均为法向约束,上边界为自由边界。分析采用FLAC3D有限元差分软件,整体模型见图5。

图5 通航隧洞洞口软岩段模型整体图(单位:m)

2.2 计算参数选取

数值模拟计算中,围岩和二衬均采用实体模型,围岩本构模型采用经典的Mohr-Coulomb理想弹塑性模型,二次衬砌采用弹性模型。锚杆采用杆单元模拟,超前支护采用梁单元模拟,为简化计算,将初期支护和临时支护内钢拱架和喷射混凝土通过截面刚度等效为均匀壳体,等效参数计算为

(1)

式中:E为等效后梁单元的弹性模量;Es为钢拱架的弹性模量;Ec为喷射混凝土的弹性模量;I为等效支护结构抗弯惯性矩;Is为原设计钢拱架的抗弯惯性矩;Ic为原设计喷射混凝土抗弯惯性矩;A为等效支护结构截面积;As为原设计钢拱架的截面积;Ac为原设计喷射混凝土截面积,b为等效支护结构宽(取1 m);h为等效支护结构厚度。将支护参数代入式(1),求解得到等效后梁单元的计算参数(见表1),支护结构单元计算模型见图6,隧道围岩物理力学计算参数见表2。

表1 等效的壳元计算参数

图6 通航隧洞支护结构单元图

表2 围岩和衬砌物理力学参数

2.3 隧洞开挖过程模拟

计算中首先施加重力荷载,地应力计算平衡后,将初始位移归零,然后进行开挖过程模拟。隧道施工模拟严格按照隧洞施工工法进行,每循环开挖支护计算收敛后,再进行下一步开挖,直至开挖全部结束,完成计算。

3 通航隧洞围岩计算结果分析

3.1 隧洞围岩应力计算结果分析

为分析隧洞开挖对周边围岩体应力的变化的影响情况,计算中监测了距洞口50 m断面AD线上、下洞周围岩竖向应力和BC线左、右洞周水平应力的随各开挖步施工的变化的情况,见图7。图7中各曲线分别代表图4中1～10开挖步对应的应力水平。从围岩压力的释放曲线可知,距拱顶>5 m后围压力释放率小于58%,距拱顶>10 m围岩压力释放率小于40%;距边墙处>5 m后围岩压力释放率小于22%,距仰拱底>5 m后,围岩压力释放率小于50%。由此得出结论:①拱顶处围岩应力水平受隧洞开挖影响范围较边墙大,在0～10 m处应力释放较为显著,因此拱顶系统锚杆可采用10 m长锚杆穿过显著变形区域取到悬吊控制围岩变形作用,同时可在长锚杆间隙打设5 m短锚杆进一步加固洞周围岩体,控制松动圈范围扩展;②边墙处应力释放变化集中在0～5 m范围,因此,边墙系统锚杆加固深度范围可适当优化减小。

图7 距洞口50 m隧洞四周围岩应力分布示意图

围岩破坏形式一般为剪切破坏,破坏准则参考摩尔-库仑理论,见式(2)。剪切破坏不仅受围岩的c、φ值影响,还与截面正应力大小有关,剪应力大的区域不一定发生破坏,但可通过计算得到最大剪应力的分布情况,了解围岩最危险的区域,从而有针对性地采取加固措施。

τ=σtanφ+c

(2)

式中,τ为剪应力;φ为内摩擦角;c为黏聚力;σ为正应力。

图8为通航隧洞①号掌子面开挖至50 m处洞周围岩最大剪应力和剪应变增量分布图。图8中最大剪应力值主要分布在隧洞边墙中下部,显著影响范围为5 m左右,但围岩均未发生剪切破坏。一方面由于围岩自身参数较高,另一方面设计采用的多导洞分部开挖方法和有效的围岩加固措施,极大地减小围岩的扰动。

图8 开挖50 m后隧道围岩应力和应变增量分布云图

由式(2)可知,剪切应变增量大小可以从侧面反映围岩松动圈的发展情况,图8中剪应变增量变化主要集中于隧洞周边一定范围内,特别在拱顶和仰拱底部增量范围较大,因此结论与上节基本一致。

3.2 隧洞围岩应力计算结果分析

图9为距洞口100 m处隧洞开挖后竖向位移、水平位移分布云图。如图9竖向位移等值线在拱顶和仰拱呈现花瓣形,最大沉降位于拱顶,约14 mm,仰拱隆起最大值约28 mm;隧洞竖向位移显著变形的区域主要集中在隧洞顶、底上下1倍洞径范围内(25 m左右)。水平位移主要分布于隧道边墙和拱脚位置,最大值为14 mm,位于下边墙处。水平位移显著变形的区域主要集中在隧洞两侧40%洞径范围内(10 m左右)。

图9 距洞口100 m隧道围岩位移云图(单位:cm)

分析图9可知,隧洞开挖后,隧洞拱部围岩显著变形区域范围较大,图10为隧洞开挖过程中纵向剖面围岩沉降云图,可见拱顶沉降在7步开挖步后显著增加,二衬施作完成后逐渐稳定。图11为距洞口50 m断面,隧洞拱顶上方10 m水平线处围岩沉降随施工步的变化曲线,该断面最终沉降最大值约6.5 mm,位于隧道拱顶中部。围岩沉降在距离隧道中线约1倍洞径(26 m处)出现反弯点。隧洞开挖对拱顶上方10 m处围岩产生的沉降槽影响范围约为中心线两侧52 m。

图10 开挖50 m后隧洞竖向位移剖面云图

图11 距洞口50 m隧洞拱顶上方10 m沉降随施工步变化

4 通航隧道支护结构计算结果分析

4.1 初期支护计算结果分析

隧洞初期支护采用双侧壁多导坑开挖,二衬浇注前需拆除开挖过程中增加的临时支撑,在临时支撑拆除前后,临时支撑和初期支护处于受力最为复杂、结构风险最大的时期。图12为通航隧洞主洞初期支护在拆除临时支撑前后的弯矩和轴力图,其中弯矩图以结构外侧受压为正,弯矩绘制于结构受压一侧。

图12 距离洞口50 m处初期支护受力图

如图12所示,拆撑前钢架正弯矩主要分布在拱顶和仰拱处,最大值为144 kN·m,负弯矩主要分布在拱脚位置,最小值为-95 kN·m。边墙处弯矩相对较小,但轴力较拱顶和仰拱处要大,最大轴力为4 585 kN(受压)。拆除临时支撑后,拱腰和拱脚处负弯矩骤增,负弯矩范围扩大,最小值为-155 kN·m,同时,边墙处的轴力骤增,最大值轴力值为5 842 kN(受压)。在拆除临时支撑后初期支护弯矩轴力均达到了极值,该段隧洞初期支护受力结构采用30 cm厚C25混凝土+HW200×200型钢,间距50 cm,参考JTG/T D70-2010 《公路隧道设计细则》10.4.39进行验算,初期支护受到弯矩由钢架承担,初期支护受到轴力由喷射混凝土和钢拱架根据抗压刚度加权平均,根据计算钢架承受约30%的轴力和100%的弯矩,而喷射混凝土承受70%的轴力。经验算,初期支护喷射混凝土和钢架均处于安全稳定状态。

图13为拆除支撑前隧道竖撑和横撑的弯矩轴力图。图中临时支撑所受最大轴力较主拱架小40%左右,特别是横向支撑,轴力较小,但弯矩值却与主洞衬砌弯矩值水平相当,特别在拱架节点连接部位,弯矩值常出突变,出现极值。最大值位于竖向支撑下台阶位置,为140 kN·m。隧洞临时支护受力结构采用26 cm厚C25混凝土+I22b型钢,布置间距50 cm,采用与主洞同样的方法验算,临时支撑喷射混凝土处于安全状态,但钢架在竖向支撑下台阶位置局部出现屈服现象。考虑到模拟计算中临时支撑本构模型采用弹性模型,在支撑与主洞连接的钢节点位置会出现结构应力集中,弯矩值突变较大,而实际情况钢结构为弹塑性体,同时,螺栓连接的钢架节点也并非完全刚结,可以有小角度转动,钢架局部屈服后塑性应力重分布也可以改善应力集中的受力现象。因此,设计中可适当提高竖向临时支撑最下段的结构抗弯能力,加强钢架节点处施工质量,提高抗变形能力。

图13 距离洞口50 m初期支护临时支撑受力图

4.2 超前支护及系统锚杆计算结果分析

图14为隧道超前支护受力计算结果,由图可知,主洞超前中管棚在中导洞上导开挖时所承受的荷载最大,其最大弯矩值为120 N·m,其余位置管棚受力较小。侧导坑超前小导管较主洞小很多,最大值为24.9 N·m。因此,在中导洞上台阶开挖时,施工中确保主洞超前中管棚有效施作,对减小围岩变形,避免塌方具有重要意义。

图14 主洞及导坑超前小导管弯矩图(单位:N·m)

图15为距洞口50 m同一位置处主洞9 m长自进式锚杆和主洞4.5 m长中空注浆锚杆轴力图,图中显示系统锚杆以受拉为主,拱部范围内系统锚杆较其余部位轴力值要大,特别拱部的长系统锚杆,最大轴力值为234 kN,比拱部短系统锚杆最大轴力值162 kN,高44%。边墙处系统锚杆轴力均较低,且长锚杆与短锚杆的轴力对比不明显,进一步论证了3.1节结论,即大断面隧道拱部长锚杆效果是明显有效的,而边墙处长锚杆效果不明显,可适当优化。

图15 距洞口50 m处锚杆轴力图(单位:N)

图16为隧道二次衬砌受力计算结果,最大拉应力为3.1 MPa,位于隧道进口仰拱位置,最大压应力为4.9 MPa,位于拱脚。二次衬砌最大拉应力极值局部超过C40混凝土轴心抗拉强度,但该段二衬为钢筋混凝土结构,结构能满足安全性能要求。

图16 距洞口50 m处二衬主应力图(单位:Pa)

5 结论

1) 隧洞开挖后,拱顶围岩应力的变化和形变位移具有比边墙处围岩影响范围更广、影响程度更大的特点,但隧洞最大剪切应力主要分布于隧洞边墙两侧0～5 m范围内。拱顶沉降显著影响范围约为1倍洞径(25 m),边墙位置水平位移显著影响范围约为40%洞径(10 m)。拱顶处沉降在中导坑开挖后加速增长,至仰拱施作完成后趋于稳定。

2) 隧洞临时支撑拆除前,临时支撑结构受力达到峰值,特别在竖撑下导坑位置,弯矩、轴力均达到极值,对竖撑下部结构抗弯性能进行加强,同时还需加强钢架节点连接,提高抗变形能力。临时支撑拆除后,主洞初期支护结构受力达到峰值,拱部和仰拱以受弯为主,边墙以受压为主,拱脚处为受力最不利位置。

3) 隧道拱顶处围岩在中导洞开挖后,变形加剧,通过设置中导坑拱部的超前中管棚预加固措施,能有效减小沉降,避免拱部塌方,同时,由于隧洞顶部围岩形变范围大,采用高性能长锚杆,受力效果好,能深层锚固于围岩中,起到悬吊加固松动围岩,约束拱部变形的效果,而边墙处围岩形变范围小,剪切应力大,宜采用注浆型短锚杆,黏结加固破碎岩体,提高围岩自身承载能力。