開挖軟巖隧道的支護結(jié)構(gòu)變形模擬分析論文
摘要：針對滇中引水工程中磨盤山隧道的深埋軟巖段，利用ANSYS建立三維數(shù)值模型，通過FLAC3D進行計算，研究了深埋軟巖隧道開挖及支護后圍巖的變形和破壞特征。結(jié)果表明，圍巖強度和隧道埋深是影響隧道變形破壞的重要因素。隧道開挖后，應力重分布，隧道前段圍巖強度較小，變形總位移、塑性區(qū)范圍大于后段，在拱腰兩側(cè)對稱形成兩個應力集中區(qū)。隧道支護后，有效限制了隧道變形的繼續(xù)發(fā)展，各部位總位移值減小，塑性區(qū)范圍也得到抑制，拱腰兩側(cè)應力集中區(qū)向洞壁靠攏，應力分布也變得均勻。
關(guān)鍵詞：深埋軟巖隧道；變形；FLAC3D;滇中引水工程。
1概況。
滇中引水工程是云南省實施興滇戰(zhàn)略的重點骨干水源工程，工程受水區(qū)包括麗江、大理、楚雄、昆明、玉溪、紅河6州市的35個縣、市、區(qū)，線路總長約661.07km,其中穿越隧道63座，累計長度607.22km,占總長度的91.85%.引水線路穿越多個地貌單元，可能會遇到半成巖第三系內(nèi)隧道圍巖穩(wěn)定、紅層泥巖及夾泥巖的不良地層、隧道涌水突泥和巖溶等諸多工程地質(zhì)問題。磨盤山隧道就具有“滇中紅層”軟巖分布廣泛、埋深較大的典型特點。磨盤山隧道長10.91km,主要穿越地層巖性以泥巖、粉砂質(zhì)泥巖、頁巖、粉砂巖為主，部分地段有石英砂巖、凝灰?guī)r。依據(jù)《水利水電工程地質(zhì)勘察規(guī)范》[1]并結(jié)合實際工程地質(zhì)條件判斷，磨盤山隧道段Ⅲ類圍巖占11%,Ⅳ類圍巖占36%,Ⅴ類圍巖占53%,圍巖穩(wěn)定性極差，開挖后易發(fā)生圍巖大變形[2,3].研究表明[4],三維數(shù)值模擬計算能在隧道開挖前準確計算得到隧道開挖位移變化和應力分布情況。為此，本文針對磨盤山隧道典型區(qū)段為例，利用ANSYS建立三維數(shù)值模型，通過FLAC3D進行開挖后圍巖變形數(shù)值模擬和前期支護效果模擬，研究其具體變形情況，以期為后期施工提供參考。
2軟巖隧道開挖與支護模擬方法。
2.1模型建立。
磨盤山隧道里程DL2+984.24-DL3+986.74段長1 002.5m,前約110m處為三疊系上統(tǒng)羅家大山組三段（T3l3），巖性為粉砂質(zhì)頁巖夾煤層，后段為三疊系上統(tǒng)羅家大山組二段（T3l2），巖性為泥巖，粉砂質(zhì)泥巖、砂巖，兩套地層均為Ⅴ類圍巖。隧道最大埋深處達354m,最淺處為229m（圖1）。
運用ANSYS建立隧道數(shù)值模型和劃分網(wǎng)格，圍巖采用八節(jié)點六面體實體單元模擬，取隧道軸線方向為x軸正方向，長1 002.5m;取垂直于洞軸線方向為y方向，y方向范圍為洞軸線兩側(cè)各500m;z方向垂直向上，范圍取高程1 900m至實際地表。得到隧道施工前數(shù)值計算模型及監(jiān)測點布置圖，見圖2.整個模型總共劃分344 512個空間單元和355 385個節(jié)點。
2.2開挖與支護模擬方法。
由ANSYS導入FLAC3D中進行有限差分計算，因研究區(qū)構(gòu)造條件不復雜，故計算時僅考慮自重應力場，邊界條件為：底部和四周為法向位移約束，表面為自由邊界，選用Mohr-Coulomb屈服準則，建立彈塑性模型。模型建立后，初期支護采用結(jié)構(gòu)單元進行模擬，選取線彈性模型。
引水隧洞的開挖過程采用空單元（Null）來模擬。隧洞支護采用Ⅴ類圍巖支護參數(shù)（圖3（a）），掛網(wǎng)噴15cm混凝土、掛網(wǎng)鋼筋6.5、網(wǎng)孔尺寸200mm×200 mm;系統(tǒng)錨桿1.5 m×1.0 m、25、L=6m;鋼支撐Ⅰ20型@50cm;縱向連接筋25鋼筋@100cm;底板混凝土厚20cm;超前小導管L=4.5m、42@30cm.
利用cable單元模擬系統(tǒng)錨桿，shell單元模擬底板混凝土、混凝土噴層及鋼拱架的綜合作用，其等效彈性模量通過等剛度換算，即：
EI =E1I1+E2I2（1）。
式中，E、E1、E2分別為shell單元、混凝土噴層（底板混凝土）、鋼拱架的彈性模量；I、I1、I2分別為單位長度shell單元、混凝土噴層（底板混凝土）、鋼拱架的截面慣性矩，shell單元厚度取混凝土噴層（底板混凝土）的厚度，從而計算得到I.
連接筋、鋼筋網(wǎng)和超前小導管所做的貢獻作為安全儲備，計算時不予考慮[5,6].支護結(jié)構(gòu)單元分布見圖3（b）。
2.3計算參數(shù)的選取。
巖土體的物理力學參數(shù)是在參考巖石力學試驗結(jié)果的基礎(chǔ)上，類比同區(qū)域其他地層軟巖的力學參數(shù)，最后結(jié)合《公路隧道設(shè)計規(guī)范》[7]來確定，巖體力學參數(shù)見表1,支護材料力學參數(shù)見表2.
3計算結(jié)果與分析。
3.1開挖與支護后總位移變化。
3.1.1開挖后總位移變化。
圖4為開挖后隧洞軸線方向總位移圖。由圖4可看出，洞壁附近變形量最大，在遠離隧洞的過程中，圍巖總位移值隨之減小，隧道前段變形量也明顯大于后段，這主要是由地層巖性和隧道埋深造成的，隧道前段巖性為粉砂質(zhì)頁巖夾煤層，后段為泥巖、粉砂質(zhì)泥巖、砂巖，前段圍巖強度明顯小于后段，且后段埋深也小于前段。因而位移最大部位則出現(xiàn)在埋深最大且圍巖強度較小的部位，里程DLM3+092.34,最大值可達2.75cm,將該部位所在隧洞橫截面設(shè)為該數(shù)值模型典型橫截面S.
為直觀地觀察隧道周圍巖體在開挖和支護后的變化情況，故在橫截面S布置A、B、C、D四個監(jiān)測點（圖2）。圖5為開挖后各監(jiān)測點方向位移變化圖。由圖5可看出，拱頂A方向的豎向沉降位移和洞底D方向的豎向隆起位移由隧洞內(nèi)壁向深部圍巖逐漸減小，拱頂沉降量在A處為2.9cm,在3D處衰減到1cm左右，洞底隆起值由D（D為隧道直徑）處的2.6cm衰減至3D處的不足1cm.拱腰徑向位移在橫斷面成拱的約束作用下變形較小，在拱腰0.7D范圍內(nèi)，拱腰B、C方向的水平收斂位移指向洞內(nèi)，0.7D處減小為0,進而轉(zhuǎn)向洞外，增加至0.3cm左右后趨于穩(wěn)定。這是因為在隧道開挖后，在自重應力的作用下，拱頂和洞底的位移量均變化較大，而拱腰雖然臨空，但在拱頂和洞底共同的約束作用下，不但變形量較小，還可產(chǎn)生反向變形。
3.1.2支護后總位移變化。
圖6為支護后隧洞軸線方向總位移圖，圖7為支護后各監(jiān)測點方向位移變化圖。由圖6、7可看出，支護后隧道總位移的`最大值有開挖時的2.75cm減小至現(xiàn)在的1.70cm,根據(jù)《鐵路隧道設(shè)計規(guī)范》[8]中關(guān)于單線隧道初期支護極限相對位移的規(guī)定，Ⅴ類圍巖在埋深大于300m時，拱頂相對下沉0.5%~0.8%為安全，實際模型計算支護后拱頂相對下沉小于0.1%,故判斷初期支護有效。拱頂沉降量在A處減小為1cm,洞底隆起值在D處降為1.6cm,在3D處均衰減到0.2cm左右。拱腰徑向位移的空間效應影響范圍由支護前的0.7D減小為0.3D,在拱腰0.3D范圍內(nèi)，拱腰B、C方向的水平收斂位移指向洞內(nèi)，大于0.3D轉(zhuǎn)向洞外，增加至0.04cm左右后趨于穩(wěn)定。支護結(jié)構(gòu)對拱頂?shù)淖冃瘟靠刂泼黠@大于洞底，這主要受洞形影響，洞頂為拱形，可向下和向外傳遞所受壓力，故其支護效果會優(yōu)于平面洞底。
3.2開挖與支護后塑性區(qū)變化。
3.2.1開挖后塑性區(qū)分布。
圖8為開挖后軸線方向及典型橫截面S塑性區(qū)分布圖。由圖8可看出，隧道開挖后，在隧道前段三疊系上統(tǒng)羅家大山組三段（T3l3）的粉砂質(zhì)頁巖夾煤層地層中，塑性區(qū)開展深度普遍大于1D范圍，在埋深最大的典型橫截面S附近洞段，塑性區(qū)呈“X形”分布，范圍可達到3D左右；后段三疊系上統(tǒng)羅家大山組二段（T3l2）的泥巖、粉砂質(zhì)泥巖、砂巖地層中，塑性區(qū)范圍明顯減小。在同等埋深情況下，圍巖強度較大的前段隧洞塑性區(qū)范圍明顯大于圍巖強度較小的后段，可見圍巖強度對于塑性區(qū)的分布具有重要影響。在洞壁附近，圍巖以剪切-拉張破壞為主，向深部擴展逐漸轉(zhuǎn)換為以剪切破壞為主，剪切破壞主要發(fā)生在拱頂和洞底，拱腰位置分布較少。
3.2.2支護后塑性區(qū)分布。
在埋深較大且強度較低的軟巖隧道，開挖后造成的圍巖應力重分布需要較長時間才能完成的塑性變形，支護的作用就是為了抑制這種變形的發(fā)展。圖9為支護后軸線方向及典型橫截面S塑性區(qū)分布圖。由圖9可看出，支護后，隧道塑性區(qū)范圍明顯縮小，被控制在1D以內(nèi)，隧道前段塑性區(qū)范圍仍大于后段。從典型截面S的塑性區(qū)分布可觀察到，支護后，塑性區(qū)呈“球形”分布，洞壁附近的拱頂和洞底圍巖發(fā)生剪切-拉張破壞，且洞底塑性區(qū)大于拱頂，兩側(cè)拱腰未發(fā)現(xiàn)剪切-拉張破壞；隨塑性區(qū)向深部圍巖擴展，破壞方式變?yōu)橐约羟衅茐臑橹�，拱腰兩�?cè)的剪切破壞范圍要大于拱頂和洞底。綜合來看，支護后，塑性區(qū)的發(fā)展范圍得到了有效抑制，支護效果比較明顯。
3.3開挖與支護后最大主應力變化。
數(shù)值模型沿典型橫截面S上的四個監(jiān)測點方向向圍巖深部不同深度的最大主應力監(jiān)測數(shù)據(jù)見表3.由表3可看出：①在隧道開挖，圍巖應力重分布后，隧道洞壁各部位至2.5D處均以壓應力為主，總體上還是以重力作用為主導。在豎直方向上，拱頂A處和洞底D處的最大主應力分別為1.09、0.98MPa,在遠離洞壁的過程中，最大主應力不斷增加；在水平方向上，由拱腰向兩側(cè)最大主應力值呈現(xiàn)出先增大后減小的趨勢，最大值分別出現(xiàn)拱腰B方向1D處的10.06 MPa和拱腰C方向1D處的10.17 MPa,在拱腰兩側(cè)形成一個對稱的壓應力集中區(qū)域。②隧道支護后，監(jiān)測范圍內(nèi)圍巖最大主應力仍以壓應力為主，豎直方向上，由拱頂和洞底至兩側(cè)深部圍巖，最大主應力不斷增大，且同等深度較開挖后也有明顯增大，除洞底D處的最大主應力減小為0.65 MPa外；水平方向上，洞壁拱腰位置至0.5D處，最大主應力不斷增大，且較開挖后有明顯增大，超過0.5D,最大主應力之隨之減小，但較開挖后同等深度上卻有所減小。綜合來看，最大值分別減小為B方向上的9.93MPa和C方向上的9.82MPa,支護后拱腰兩側(cè)的應力集中區(qū)向洞壁靠近，各部位的應力分布也較開挖后更為均勻，說明支護效果明顯。
3.4開挖與支護后最小主應力變化。
數(shù)值模型對于洞壁2.5D范圍內(nèi)的最小主應力監(jiān)測數(shù)據(jù)顯示見表4.由表4可看出，除了支護后洞底D處出現(xiàn)拉應力外，其他部位仍以壓應力為主。在豎直方向上，支護前后，隧道圍巖的最小主應力均是由拱頂和洞底向兩側(cè)不斷增加（D點除外）。水平方向上，開挖后，洞壁至1D范圍內(nèi)，最小主應力不斷增加，超出1D,最小主應力不斷減��；支護后，最小主應力的極值點出現(xiàn)在0.5D處，雖然最小主應力集中區(qū)向洞壁轉(zhuǎn)移，但最小主應力的最大值較開挖后有所減小，各部位的最小主應力值的差異也有所減小，尤其是洞壁四周的應力分布較為均勻，支護效果較好。
4結(jié)論。
a.根據(jù)模型計算結(jié)果，磨盤山隧道研究區(qū)段開挖后的變形、破壞及應力分布等變化主要受隧道埋深和圍巖巖性兩方面因素決定。隧道埋深越大，圍巖強度越小的情況下，隧道開挖后的變形量就越大，塑性破壞區(qū)范圍也越大，圍巖所受應力也會增大且分布不均，且軟巖強度對于開挖后隧道的穩(wěn)定性影響要大于埋深。
b.隧道開挖后，在應力重分布后，隧道前段圍巖強度較小，變形總位移、塑性區(qū)范圍大于后段，位移最大值出現(xiàn)在拱頂，達2.75cm.
c.隧道支護后，限制了隧道變形的繼續(xù)發(fā)展，各部位總位移值減小，塑性區(qū)范圍也得到抑制，應力分布也變得均勻。
d.滇中紅層軟巖不僅具有強度低的特點，亦具有顯著的膨脹性和崩解性。研究段前部夾有少量煤層，施工過煤層段可能會出現(xiàn)瓦斯等有害氣體影響；應高度重視。
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