深埋软岩电站辅助洞室支护措施研究*

张成远

(中铁十八局集团隧道工程有限公司 重庆 400707)

我国经济的迅速发展，极大的推动了基础设施的发展，地下隧洞工程越来越多。地下隧洞修建过程中大变形问题频繁发生。隧洞施工中的大变形问题严重影响隧道修建安全，甚至威胁人民群众的安全。针对隧洞施工过程中出现的大变形问题，众多科研工作者采用不同方法展开一系列的研究，并取得了丰硕的成果。基于某深埋软岩公路隧道工程采用的3层支护结构，晏长根等[1]以此隧道为研究对象，通过数值模拟手段，分析了公路隧道过程中的大变形现象，系统的总结了支护结构受力变形特征。仇文革等[2]基于某发生大变形的隧道工程，研发了一种新型限阻耗能型支护结构，能很好的适用大变形隧道，应用于实际工程并得到验证。徐飞等[3]以某千枚岩隧道工程为研究对象，通过现场试验对比了隧道采用传统支护结构与新型支护结构，对比结果表明，新型支护结构能够更好的控制千枚岩隧道的变形。李鹏飞等[4]通过有限元分析的手段，分析了软弱围岩隧道的变形规律，并提出有效控制措施限制隧道的变形。李磊等[5]以高地应力地区的千枚岩隧道为研究对象，通过有限元软件建立数值模型模拟了隧道施工全过程，分析了隧道施工过程中围岩的变形规律。徐国文等[6]针对复杂地质条件下的隧道工程，通过有限元模拟仿真方法分析了隧道的变形破坏机制，并基于此创新的完善了开挖方案。

1工程概况

重庆蟠龙抽水蓄能电站位于重庆市綦江区中峰镇境内。该工程属一等大(1)型工程，主要永久性建筑物按1级建筑物设计，次要永久性建筑物按3级建筑物设计。蟠龙抽水蓄能电站辅助洞室较多，错综交杂，主要包括进场交通洞、通风兼安全洞、主厂房进风洞等。以通风兼安全洞为研究对象，通风兼安全洞布置在主厂房排烟风机房右端，洞口底板高程496.00m，末端底板高程499.40m，长896m，城门洞型，断面净尺寸为9.0m×5.5m(高度×宽度)，隧道采用台阶法施工。该通风隧洞主要穿越砂岩夹泥岩地层，砂岩夹泥岩呈灰绿、紫红、褐黄色等，岩石破碎，节理发育，隧道穿越处围岩等级均为Ⅳ和Ⅴ级。

隧道开挖不久后，两侧边墙产生大变形，边墙水平位移最大可达80cm，拱顶沉降峰值超过20cm。初期支护方案为工20的钢架按0.6m的间距布设，隧道拱顶布设直径25mm的3m长中空锚杆，边墙布设直径22mm的3m长中空锚杆，表面喷射厚度22cm的混凝土，混凝土等级C25。由于隧道施工初期出现大变形，为防止隧道稳定性进一步降低，设置一段试验段。该试验段进行双层支护，支护参数如下：

第一层支护：工22b的钢架按0.6m的间距布设；布设直径25mm的4m长中空锚杆，锚杆间距1.2m×1.0m；喷射厚度25cm的混凝土，混凝土等级C25。

第二层支护：工22b的钢架按0.6m的间距布设；喷射厚度25cm的混凝土，混凝土等级C25。

2监测结果分析

2.1围岩压力

2.1.1围岩压力 该试验段隧道设5个监测断面，各断面观测点相同布置，布置图见图1。共进行为期50d的监测，对该段第一层支护的钢架应力、混凝土应力、锚杆轴力、围岩压力和位移进行监测。各监测断面监测结果规律基本一致，文章选取围岩压力最大的监测断面进行分析。

图1 试验段测点布置

图2(a)给出了不同测点围岩压力随监测时间的变化曲线。图2(b)给出了围岩压力的形态及对应的数值(围岩受拉为负值，受压为正值)，从图中可以看出，围压压力峰值发生在隧道拱顶处，峰值约为1675kPa；当隧道下台阶开挖后，隧道拱脚处围岩压力突然减小，并随着第二层初期支护的仰拱施工完毕后又逐渐增大。支护完毕后，围岩压力最终状态为两侧边墙较小，拱顶位置较大。

(a)不同测点围岩压力曲线

(b)围岩压力的形态及对应的数值

2.1.2围岩及支护结构变形 围岩各观测点的变形随着监测时间的增加而逐步增大，并最终趋于稳定。图3(a)给出了围岩内部变形形态及数值。图3(b)给出了支护结构边墙、墙脚和隧道拱顶变化曲线图。

(a)围岩内部变形形态及数值

(b)支护结构拱顶变化曲线图

从图2中可以看出，围岩内部变形整体较小，变形峰值约为16.7mm，发生在拱顶内部约5m的位置。隧道拱顶沉降约为101mm，支护结构边墙处的变形约为302mm。可以看到，监测断面围岩内部的变形远远小于支护结构的变形，这是因为监测到的围岩内部变形实为相对变形，监测围岩内部变形的传感器布置范围没有超过围岩破坏范围，导致传感器与破坏区域内的围岩产生共同变形。

经过第二学期的稳步提升，到了第三学期一直成绩优异进步很大的实验组2却有了退步，实验组1也有退步，经过和学生交谈以及和Fatima教授探讨，发现某些学生熟悉了这种方法后，关注度和兴趣度有些放松，于是我们又对KWL+进行了改进，加入了新的如Readers Theatre等方法。这说明某种教学方法再好，教师在教学过程中也不能一成不变，要以学生为主体，随时调整方法，才能抓住学生注意力和兴趣点。

已有研究表明，围岩产生大变形时，围岩压力主要是形变压力，如果围岩被允许产生一定程度的变形，围岩压力则会明显减小，同时隧道在初期支护产生开裂现象后仍可以保持稳定。如果此时围岩压力为松散压力，初期支护会持续变形最终发生坍塌。根据围岩内部变形监测情况，可认为围岩在该变形下仍为松弛状态，作用在初期支护结构上的围岩压力仍是形变压力。

2.1.3锚杆轴力 图4给出了锚杆轴力分布形态及数值(锚杆受拉为正值，受压为负值)，其中锚杆长度为4m。结果表明，监测范围内锚杆轴力随着监测时间的增加而逐步增大，并最终趋于稳定。综合来看，锚杆轴力均较小，这是因为锚杆没有击穿围岩的破裂面，未充分发挥锚杆的作用。

图4 锚杆轴力分布形态及数值

2.2根据现场监测发生的问题

依据上述现场监测结果及分析，发现如下几点问题：

(1)初期支护结构在边墙位置处的变形与作用其上的围岩压力、围岩内部变形和支护结构刚度都不匹配。现场监测结果中支护结构边墙处的变形约为302mm，而围岩内部变形峰值仅为为16.7mm；围岩压力在边墙位置处仅为110～390kPa；试验段隧道布置了一层套拱和两层初期支护，但边墙处支护结构的变形仍较大。

(2)支护结构在拱顶变形与作用其上的围岩压力不匹配。现场监测结果中围岩压力在隧道拱顶位置最大，但支护结构最大变形发生在边墙位置。因此，应进一步明确：现场监测中作用与支护结构上的围岩压力是否是真实围岩压力，尤其是边墙位置。支护结构在边墙位置的变形较大是否是因为支护刚度不够。

3数值模拟分析

3.1隧道围岩特征曲线的确定

利用有限元软件建立三维数值模型，如图5所示。模型宽度为100m，高度为60m，纵向长度为1m。支护结构设为刚性，用Liner单元模拟，软件会在围岩与Liner单元间生成一个接触面，以模拟围岩与支护结构的闭合张拉等作用。在围岩与Liner单元间添加法向弹簧，以模拟支护结构与围岩间的闭合与分离。围岩应力选用应力边界来模拟，其中Pv=4.0MPa(竖向地应力)，Ph=2.2MPa(横向地应力)，不计重力。表2给出了围岩和支护结构参数，表3给出了Liner单元接触面参数。

图5 数值模拟图

表1 围护和支护结构参数

表2 围Liner单元接触面参数(软件内置参数，参数无刚量化)

为保证有限元结果的正确性，用Hoek理论进行对比验证。Hoek理论的控制方程如下：

其中，i代表观测点位置；εi为该处隧道收敛值比上隧道半径；σcm表示该处岩体的强度，单位为MPa；p0表示地应力，单位为MPa；pi表示该处围岩压力，单位为MPa。

对于该工程，式中参数取值分为：岩体强度σcm=0.4MPa，隧道半径r=4.8m，拱顶位置地应力p0=4.0MPa，边墙位置地应力p0=2.2MPa。通过有限元模拟和理论计算，图12给出了围岩特征曲线。

结合图2和图6可以看出，隧道拱顶位置数值计算的围岩压力为1.47MPa，实测的围岩压力为1.68MPa，两种方法的计算结果较为接近。边墙位置实测的围岩压力0.13～0.46MPa，数值计算的围岩压力为1.32MPa，数值计算结果大于实测结果的原因为边墙位置支护结构未稳定，支护结构分担的荷载有限，这使得实际围岩压力远小于测试围岩压力。因此，测试的围岩压力不能用于指导设计。进一步观察，理论计算曲线显示支护抗力随着围岩变形的持续增大会逐渐趋于0。实际施工过程中，随着围岩变形的增大，挤压性围岩会从“松弛”状态转变为“松散”状态，普遍认为随着围岩变形的增大，围岩压力首先会减小，随后逐步增大，最终趋于稳定。文中所建立的数值模型的计算结果与该变形规律基本一致，从数值计算结果曲线可以看出，当围岩变形范围为0.3-0.4m时，支护结构所承受的围岩压力为最小值。围岩压力由围岩自身承担的比例是有限的，该工程中，隧道拱顶和边墙位置围岩自身承担的比例分别为63.5%和34.7%(围压压力最小值比上相应位置的地应力)。从数值计算曲线可知，随着围岩变形的增大，支护结构所承担的围岩压力呈先减小后增大的趋势，因此适当的围岩变形可以使得围岩承载能力更好的发挥，也能减小支护结构承担的荷载。从理论计算曲线可知，随着围岩变形的增大，支护结构所承担的围压压力持续减少并最终趋于0，这与实际情况不一致，因此现有理论不能推算出适宜的围岩变形控制值。

图6 围岩特征曲线

3.2隧道支护变形失稳机理

对于所研究的实际工程，隧道主要为边墙破坏，在实际围岩压力下，图7给出了边墙变形失稳过程图(竖向箭头表示压应力)。边墙失稳破坏可当成刚度失效与结构稳定失效的结合。这是因为边墙曲度小，该位置支护结构承担了过大的侧向力和竖向压力，支护结构不能有效约束水平位移。

(a)边墙

(b)初始阶段

(c)变形阶段

(d)失稳阶段图7 边墙变形失稳过程图

实际工程中，隧道边墙从变形、开裂到失稳可分为如下两个阶段：①因边墙作用过大侧向力导致的结构刚度失效，边墙在竖向压力作用下产生过大弹性变形；②过大的侧向力和竖向压力联合作用导致的边墙稳定失效，这同样是引起支护结构失稳的最重要原因。当首层支护边墙失稳后，再施工下一层支护结构，边墙同样会失稳。这也导致实际监测时，即使施工第三层支护结构，边墙位置的围岩压力同样较小。

为控制隧道的变形，对比4种不同初期支护厚度的工况，表3给出了不同初期支护厚度的具体参数。第1～3种工况围岩压力选择图6的边墙和拱顶位置处的围岩特征曲线中的最小值，第4种工况的围岩压力去现场监测值。围岩参数取值如下：弹性抗力取值为90MPa/m，泊松比为0.35。

表3 不同初期支护厚度的具体参数

表4给出了第1～4种下初期支护的变形值。从表中可以看出：第1种工况下初期支护的变形值与现场监测结果基本一致，当初期支护的厚度从25cm提升至50cm、80cm时，拱顶处初期支护沉降从76.1mm分别减小至14.5mm和2.0mm，边墙处初期支护变形从354.1mm分别减小至84.2mm和33.6mm。可见，提升初期支护的厚度，初期支护变形能得到有效控制、第4种工况的初期支护变形虽较小，但与现场监测结果严重不符，这是因为隧道边墙处的支护结构失稳的同时刚度发生失效，从而支护结构未能提供相应的支护抗力。综合表3、4可以看出，当初期支护厚度提升到50cm时，可以显著降低初期支护的变形，同时后续支护也能发挥更佳的作用。

表4 第1～4种下初期支护的变形值

4结论

由于隧道施工初期出现大变形，为防止隧道稳定性进一步降低，设置一段试验段。通过现场监测和数值模拟相结合的方法，分析了隧道失稳形式，并提出有效措施控制隧道的变形。得到以下主要结论：

(1)提出一种利用有限元分析得到围岩特征曲线的方法，能更好的得到全过程围岩压力曲线。该工程中，当围岩变形范围在30～40cm时，支护结构承担了最小围岩压力；

(2)从现场监测结果可知，隧道边墙位置的支护结构变形与支护结构刚度、所承担的围岩压力、围岩变形都不匹配，支护结构在拱顶处的变形与其所承担的围岩压力也不匹配，现场监测所获得的支护结构所承担的围岩压力并不是真实压力；

(3)围岩可承担的自身压力是有限的，释放过大的围压变形并不能使围岩承担更多的自身压力。该工程中，拱顶和边墙位置围岩所承受的自身压力极限分别为63.5%和34.7%，适当的围压变形控制值能更好的发挥其承载能力；

(4)隧道边墙从变形、开裂到失稳可分为两个阶段。第一阶段：因边墙作用过大侧向力导致的结构刚度失效，边墙在竖向压力作用下产生过大弹性变形；第二阶段：过大的侧向力和竖向压力联合作用导致了边墙失效。