基于变形控制的某深埋软岩水工隧洞初期支护参数的选择与验证

2024-02-26裴江荣刘立鹏汪小刚

水力发电 2024年2期

裴江荣，刘立鹏，汪小刚

(中国水利水电科学研究院流域水循环模拟与调控国家重点实验室，北京 100038)

0 引言

深埋软岩隧洞在建造过程中易发生大变形问题，如家竹菁隧道、乌鞘岭隧道、木寨岭隧道以及奥地利陶恩隧道、日本惠那山隧道等[1]。大变形下围岩的稳定控制一直是水利水电、公路、铁路等行业的传统难题。围岩变形量级大、时效长，支护力不足时需重新支护，支护力过大则会极大增加建设成本，支护参数选取不合理，会使工期、建设费用以及后期维护频次等均远超预期[2]。大量研究学者就软岩大变形发生机理、判据、分类分级、新型支护等开展了有益的研究[3-8]，然而，对于实际工程目前仍多采用传统的钢拱架、锚杆、喷射混凝土等组成支护体系应对，对于变形量级过大或持续时间较长的工程，则在此基础上，结合恒阻大变形锚杆、可伸缩钢拱架、超前管棚、留槽混凝土衬砌等综合应对[2]。

对于水工隧洞支护类型及参数的选择，国内主要是依据SL 279—2016《水工隧洞设计规范》[9]推荐方法并结合类似工程经验，根据隧洞围岩种类预判，并在此基础上结合开挖后围岩变形、支护受力情况等动态优化。然而，由于工程赋存环境及开挖方式、工序的不同，采用规范及经验方法，难免会存在一定的偏差性。还有一些学者[10-15]采用理论分析、数值模拟或现场试验相结合的方法进行支护类型及参数的选择，虽然能提高支护参数的精度，但是耗费时间较多。一旦原支护类型及参数选择的不合理，支护会发生扭曲、破坏以及净空等问题，导致掌子面极易失稳破坏，大部分工程只能采用扩挖断面、拆换支护或多层喷混进行补救，极大程度上拖延工期。

针对这一现象，目前工程上常用的方法是凭借类似工程施工经验，并借助数值模拟的方法对灾害洞段进行支护优化，尚未形成一套验证软岩大变形等级下初期支护型式及参数选取的经验方法。基于此，本文依据某深埋水工隧洞工程地质情况，选择典型洞段预测挤压变形风险，利用控制变形估算所需支护力，依据规范和相关工程经验确定支护类型与参数的同时，考虑实际开挖过程利用数值仿真分析验算支护的合理性，并提出针对性建议。

1 工程概况

某深埋水工隧洞开挖洞径10 m，成洞洞径8.3 m，总长62.6k m，最大埋深1 450 m，埋深大于600 m洞段占隧洞总长的67.38%。经现场勘察及围岩强度分析可知，岩性中存在泥砂、片岩以及泥页岩等，岩石单轴抗压强度为1～3 MPa，属于软岩范畴。洞轴沿线发育多条规模较大的区域性断裂破碎带，整体岩体强度应力比为0.11～0.13，存在较大的大变形风险。

该水工隧洞主要以三叠系下统青天堡组(T1q)、中统中窝组(T3z)和二叠系玄武岩组(Pβ)泥、页岩类为主。Ⅳ、Ⅴ类围岩合计长约41.98 km，约占隧洞长度的67.08%。其中，Ⅳ类围岩长28.23 km，占45.11%；Ⅴ类围岩长13.75 km，占21.97%。隧洞软岩段长13.11 km，占隧洞总长20.94%，其中软岩地层7.341 km，占隧洞总长的11.72%。Ⅴ类围岩岩体参数见表1。

表1 Ⅴ类围岩岩体参数

2 围岩变形与所需支护力估算

2.1 围岩变形预测

采用芬纳公式、数值模拟Phase 2[16]和Hoek经验公式[17]，求解得到该工程深埋775 m的典型洞段拱顶围岩变形量值，结果见表2。该段初始地应力为15.19 MPa，侧压力系数为1.2。从表2可知，无支护情况下，该典型洞段拱顶围岩变形率在5.1%～8.9%之间，均值为6.64%。对于计算值，采用喻渝[18]、徐林生等[19]、张祉道[20]、Singh等[21]、Aydan[22]以及Hoek等[17]的变形等级划分依据进行划分，结果见表3。从表3可知，该工程典型洞段围岩变形均属于严重挤压等级，即工程开挖后在应力重分布及围岩屈服下，存在很大的大变形风险，合理选择支护类型与参数选择极为重要。

表2 围岩变形量值与变形率

表3 典型断面变形等级

2.2 所需支护力估算

Hoek给出了基于岩体强度、地应力水平与支护力关系的洞壁围岩变形率和塑性区厚度计算公式[17]，即

(1)

(2)

式中，εu为围岩变形率；ui为位移；R0为洞隧洞半径；εp为塑性区与洞径比；Rp为塑性区半径；σ0为初始地应力；pi为支护力；σcm为岩体强度。

根据式(1)、(2)绘制了该工程典型断面围岩εu、εp与pi关系，见图1。从图1可知，若控制隧洞围岩变形率分别为1.0%、2.5%和3.0%时，所需施加于洞壁围岩的支护力为6.1、4.3、3.7 MPa。SL 377—2007《水利水电工程锚喷支护技术规范》要求埋深大于300 m隧洞Ⅴ类围岩允许变形率1.0%～3.0%[23]，即对于该工程支护所需提供的支护力为3.7～6.1 MPa。

图1 径向应变、塑性区占比与支护力关系

2.3 支护参数初步确定

依据Hoek等所总结归纳的支护类型所能提供的支护力及其与洞径或间排距关系[24]，得到1.0%、2.5%和3.0%控制变形率下所需的支护，见表4。

表4 不同围岩变形率所对应的支护方案

结合SL 279—2016《水工隧洞设计规范》[9]并参考类似工程经验，初步给出了该工程典型洞段的支护类型，见表5。在不考虑超前管棚的情况下，根据Hoek等的方法，可求解得到表5所能提供的支护力为5.2 MPa，对应围岩变形为0.149 m，围岩变形率为2.98%，塑性区半径9.41 m。由于Hoek等的方法并不能体现支护位置与掌子面间距对于围岩稳定及支护安全的影响，且无法估算超前管棚的作用，需要利用数值模拟验证开挖过程支护参数的合理性。

表5 支护结构参数

3 合理性验证

3.1 数值模拟

考虑应力边界影响后，应用FLAC3D建立数值仿真模型，见图2。主要包括岩体、喷射混凝土、超前管棚、锚杆等初期支护，模型整体尺寸为70 m×70 m×60 m(长×高×宽)。采用Mohr-Coulomb本构模型进行建立，不考虑岩体流变特性影响。

图2 三维有限元数值模型(单位：m)

3.2 模型参数

超前管棚和钢拱架采用beam单元模拟，锚杆为cable单元，其他为实体单元。其等效弹性模量按下式进行换算

(3)

式中，E为折算后弹性模量；As为实际截面面积；Es为实际弹性模量；A为单元截面面积。超前管棚等效弹性模量按下式进行换算

(4)

式中，E1为钢管弹性模量；I1为钢管截面惯性矩；E2为管内充填砂浆弹性模量；I2为充填砂浆截面惯性矩。具体参数见表6。

表6 Stacking融合算法预测精度指标与单一模型的对比

表6 数值模拟中的支护参数

3.3 模拟结果

采用分布开挖方式，设定开挖步长为3.0 m用于模拟工程实际开挖过程，同时模拟支护过程，最终围岩稳定后竖直方向的变形见图3。从图3可知，由于侧压力系数的存在，本工程位移云图分布特征与静水应力场下的位移分布规律明显不同，基本表现为拱顶及底板部位变形大于拱腰部位，这一变形规律下势必将导致初期支护最终受力不同。此外，支护后最大变形为13.31 cm，变形率为2.65%，变形满足SL 377—2007《水利水电工程锚喷支护技术规范》)中埋深大于300 m隧洞V类围岩允许变形率1.0%～3.0%的要求[23]。

图3 围岩稳定后竖直方向的变形(单位：m)

现有支护条件下，围岩塑性区分布情况见图4。从图4可知，洞壁围岩环向上塑性区分布略有不同，拱腰部位塑性深度大于拱顶及底板位置，最大塑性区厚度为4.36 m，本工程锚杆设计长度为8.0 m，符合SL 377—2007中锚杆长度不得小于塑性区或围岩松弛区1.0 m的要求[23]。

图4 塑性区分布(单位：m)

初期支护最终受力情况见图5。从图5可知，锚杆受力基本为10.00～163.00 kN，钢拱架所受压应力为79.46～170.49 MPa，喷射混凝土压应力为5.40～10.94 MPa。本工程中所用的锚杆极限承载拉力为180 kN、钢拱架的极限强度为235 MPa、C25喷射混凝土为11.9 MPa，上述应力值均未超过其极限荷载，均处于安全状态。需要注意的是，初期支护中锚杆、钢拱架以及喷射混凝土受力规律受初始应力中测压系数的影响，基本表现为拱腰位置的锚杆、钢拱架以及喷射混凝土相较拱顶相应支护的受力更大，即对于本工程而言，可以考虑在不同部位进行一定的支护优化，避免相同参数下支护的浪费。此外，可进一步根据不同部位的锚杆、钢拱架以及喷射混凝土的受力情况，结合上述分析，有目的地进行现场动态优化设计。

图5 初期支护最终受力情况

掌子面推进过程将对支护受力产生一定的影响，即不同支护时机下支护受力不同。为监测同一断面不同位置的锚杆受力情况，布置了A、B、C、D和E等5个监测点。监测锚杆分布见图6。

图6 监测锚杆分布位置

在开挖过程中5个监测点的锚杆受力见图7。从图7可知，随着掌子面的推进，锚杆拉力逐渐发生变化，在距掌子面3.0～6.0 m范围内，由于掌子面支撑效应的降低、喷射混凝土龄期以及支护体系协同作用的综合影响，拱腰及底板位置锚杆的拉力呈现出先增加后逐渐减小并趋于稳定的变化趋势，其他部位锚杆应力则会随着掌子面支撑效应的降低而逐渐增加并趋于稳定。因此，在实际支护中需注意对该部位的锚杆进行观测并动态调整。