隧道洞口淺埋段大管棚受力分析

李 毅，劉智勇，陳煒韜

(中國水電顧問集團成都勘測設計研究院 交通分院，四川 成都 610072)

1 前 言

隨著我國交通和隧道施工技術的發展，越來越多的隧道穿越軟弱圍巖破碎帶。在這些圍巖地質情況差的地段，特別是隧道洞口淺埋段，多采用注漿管棚作為超前支護措施，以防止土層坍塌和地表大量下沉。

管棚預加固技術，主要以梁理論、拱殼理論和彈性地基梁理論分析管棚的受力變形特征，這三種理論分析方法各有其優缺點[1]，因此實際運用中常借助有限元分析方法獲得管棚的設計參數和受力狀態[2，3]。本文以溪洛渡水電站交通工程某公路隧道洞口淺埋段管棚預加固為工程實例，通過有限差分法數值計算，研究掌子面開挖時不同位置管棚的內力、位移變化規律及圍巖內塑性區變化規律。

2 工程概況及計算基礎

2.1 工程概況

溪洛渡水電站交通工程某公路隧道進洞口段最小埋深為11m，圍巖由坡積亞黏土，全﹑強風化炭質泥巖，弱風化炭質泥巖組成。巖層呈灰黑色，夾碎塊，松散結構，屬Ⅴ級圍巖，洞頂易產生大規模坍塌，為此進行大管棚預支護。

本隧道采用臺階法施工，隧道拱部120°范圍采用φ108大管棚進行超前預加固，管棚長L=32m，搭接長度3m，環向間距40cm。初期支護為噴錨型鋼鋼架支護，其中噴射C25混凝土厚度28cm；錨桿采用φ25中空注漿桿，L=4m，間距80cm×80cm，梅花形布置；型鋼鋼架采用I18工字鋼，間距0.75m；φ8鋼筋網，間距15cm×15cm。

2.2 計算分析基礎

(1)計算參數。圍巖的物理力學指標見表1。

表1 圍巖的物理力學參數

(2)計算模型。計算模型范圍：上部至地表，最小埋深11m，仰坡為28°；下部取至隧道仰拱以下30m；隧道中心線左右各取35m。沿隧道縱向取35m進行三維計算，隧道左、右有水平約束，下部有垂直約束，地表為自由邊界。模型中，用實體單元模擬圍巖、初期支護及管棚。根據管棚實際直徑以及漿液擴散范圍取管棚單元面積為20cm×20cm，管棚軸心間距為40cm。初期支護中的鋼架通過等效提高初期支護參數進行模擬[4]。計算整體模型見圖1。

計算中每循環進尺1.4m，初期支護緊跟掌子面開挖。下臺階滯后上臺階30.8m，循環進尺也為1.4m。

3 計算結果及分析

為了分析方便，取拱頂、拱部左側30°、60°三根管棚(分別對應1號、2號、3號管棚)為分析對象，每根管棚縱向單元長度1.4m。根據計算結果，分析掌子面上臺階為14.0m(對應于管棚11號單元處，此時模型中下臺階未開挖)和下臺階為11.2m(對應于管棚8號單元處，此時模型中上臺階已全部開挖)時1號、2號、3號管棚的縱向內力及位移變形規律。

圖1 淺埋洞口段大管棚受力分析模型

3.1 大管棚內力變化規律

3.1.1 管棚剪力

1號、2號、3號管棚剪力大小在管棚縱向長度上分布規律見圖2。分析圖2可知：

(1)上臺階開挖將引起管棚剪力劇烈變化，下臺階開挖影響不大。

(2)管棚剪力值大小為1號>2號>3號，最大值位于掌子面前方[1.5m,3.0m]范圍內。1號管棚剪力最大值為24kN，2號管棚剪力最大值16kN，3號管棚剪應力最大值12kN。

(3)管棚剪力在掌子面前后[-1m,6m]范圍內為正，其它部位為負且基本穩定。

3.1.2 管棚軸力及彎矩

1號、2號、3號管棚軸力及彎矩大小在管棚縱向長度上分布規律見圖3、4。軸力為正表示軸向受拉，彎矩為正表示管棚下側受拉。

由圖3、4可知：

(1)上臺階開挖將引起管棚軸力和彎矩變化，下臺階開挖對管棚軸力和彎矩影響不大。

(2)管棚軸力最大值變化不大，最大值位于掌子面開挖處。1號管棚軸力最大值為44kN，2號管棚軸力最大值為42kN，3號管棚軸力最大值為45kN。

圖2 掌子面推進時管棚剪力縱向分布規律

圖3 掌子面推進時管棚軸力縱向分布規律

圖4 掌子面推進時管棚彎矩縱向分布規律

(3)管棚軸力分布以掌子面為分界點，掌子面前方受拉，后方受壓。掌子面對管棚軸力影響范圍：在掌子面前方大約6m范圍，掌子面后方大約2m范圍。

(4)管棚彎矩最大值變化不大，最大值位于掌子面附近。1號管棚彎矩最大值為0.7kN·m，2號管棚彎矩最大值為0.6kN·m，3號管棚彎矩最大值為0.5kN·m。

(5)掌子面對管棚彎矩影響范圍：在掌子面前方大約5m范圍、掌子面后方大約7m范圍。

3.2 大管棚位移變化規律

1號、2號、3號管棚位移在管棚縱向長度上分布規律見圖5。位移為負表示管棚向隧道內變形。

分析圖5可知：

(1)上臺階開挖將引起管棚位移變化，下臺階開挖對管棚位移影響不大。位移在縱向是連續光滑分布的，在掌子面處沒有出現位移的突變。

(2)開挖過程中，管棚最大位移位于進口處。1號管棚位移最大值為2.4mm，2號管棚位移最大值為2.9mm，3號管棚位移最大值為3.2mm。

(3)掌子面對管棚位移影響范圍：在掌子面前方大約15m范圍，變化劇烈段大約為7m；掌子面后方大約10m范圍，變化劇烈段大約為5m左右。

圖5 掌子面推進時管棚位移縱向分布規律

3.3 圍巖內塑性區

圍巖內塑性區的發展情況見圖6、7。

由圖6、7可以看出：

(1)掌子面前方已出現受拉破壞和受剪破壞，其塑性區范圍超過4m，說明大管棚的搭接長度應該在4m以上，設計的管棚搭接長度為3m顯然不合適，應增加搭接長度。

(2)隧道邊墻和墻腳圍巖出現了小范圍的塑性區，深度在2m左右，故系統錨桿的設置長度應大于2m。

(3)隧道拱部沒有產生塑性區，說明通過大管棚預支護的加固作用，提高了拱部圍巖的自穩能力，加固效果很好。

4 結 論

(1)管棚剪力、軸力、彎矩及位移變化受上臺階掌子面開挖影響明顯，受下臺階開挖影響較小。

(2)掌子面開挖至一定時，拱頂管棚的剪力值最大，從拱頂向左、右側逐漸減小；各管棚剪力最大值位于掌子面前方[1.5m,3.0m]范圍內。

(3)管棚軸力和彎矩最大值位于掌子面開挖處。掌子面開挖對管棚軸力影響范圍為掌子面前后[-2m,6.0m]，對管棚彎矩影響范圍為掌子面前后[-7m,5.0m]。

圖6 上臺階開挖至19.6m時圍巖內塑性區

圖7 下臺階開挖至21.0m時圍巖內塑性區

(4)掌子面開挖過程中，位移曲線呈連續光滑分布，掌子面開挖對管棚位移的影響范圍為掌子面前后[-10m,15.0m]。

(5)掌子面前方圍巖塑性區范圍超過4m，說明管棚搭接長度應大于4m；同時根據邊墻和墻腳圍巖塑性區范圍確定系統錨桿長度應大于2m。

參考文獻：

[1] 關寶樹.隧道及地下工程專題技術一輔助工法概論[M].成都：西南交通大學出版社，1998.

[2] W L Tan，P G Ranjith.Numerical Analysis of Pipe Roof Reinforcement in Soft Ground Tunnelling[C]∥Proc.of the 16th International Conference on Engineering Mechanics.ASCE,Seattle,USA,2003.

[3] 程小彬.地下工程管棚支護有限元分析[D].西安：西北工業大學,2007.

[4] 李術才,朱維申.彈塑性大位移有限元方法在軟巖隧道變形預估系統研究中的應用[J].巖石力學與工程學報，2002，21(4):466-470.