白石引水隧洞Ⅳ類圍巖洞段圍巖開挖支護穩定性分析與工程建議

盛 亮

(遼寧省水資源管理集團有限責任公司，遼寧 沈陽 110166)

1 工程概況

白石輸水隧洞工程位于遼寧省朝陽市朝陽縣境內，隧洞(主洞)全長15690m。該隧洞施工條件差，圍巖破碎，風化嚴重，遇水變泥，極易出現坍塌滑層等現象。隧洞S22+106-S22+198Ⅳ級圍巖洞段采用的是等開挖斷面設計，開挖斷面設計為圓形平底，開挖洞徑為4.40m，底寬2.91m，初步支護方案為10cm掛網噴、錨桿和40cm鋼筋混凝土襯砌。其中，鋼筋網直徑為6.5mm，間距為200mm×200mm；φ22mm錨桿，長度設計為2.0m，入巖1.9m，間距1.0m，采用梅花形布置。隧洞襯砌混凝土強度為C25，掛網噴混凝土為C20。擬在上述初步設計的基礎上，通過數值模擬的方式對圍巖支護進行優化和方案論證，以便為隧洞開挖的最終設計提供有益借鑒。

2 計算模型與計算方案

2.1 計算模型

研究中利用Flac3D 軟件進行Ⅳ類圍巖洞段三維有限元計算模型構建[1]。模型的計算范圍為沿輸水隧洞軸線方向取3.0m，四周圍巖取開挖洞徑的9倍，為40m[2]。計算過程中圍巖巖體采用六面體8節點等參單元模擬，采用Mohr-Coulumb 屈服模型對圍巖的彈塑性變形特征進行模擬。圍巖開挖后支護結構中的噴層混凝土利用shell 單元模擬，采用各向同性線性材料模型[3]；錨桿采用彈性本構模型，錨索單元進行模擬。構建的三維有限元整體模型包括81096個計算單元，87563個計算節點，其中包括3658個噴層混凝土單元和768個錨桿單元。整體模型見圖1。

模型以引水隧洞指向下游的方向為Y軸正方向，以與Y軸垂直指向右側的方向為X軸正方向，以豎直向上的方向為Z軸正方向，以隧洞中心點為坐標原點。模型的底部和四周施加法向位移約束，頂部為自由邊界設計，隧洞頂部巖體的重量以均勻分布荷載的方式施加在模型的頂部。

圖1 整體計算模型示意圖

2.2 計算方案

針對Ⅳ類圍巖洞段的實際情況，根據隧洞的實際埋深與相關工程經驗，按照有無噴錨支護設計出如表1所示的6中計算方案。

表1 計算方案設計表

3 計算結果與分析

3.1 圍巖開挖位移分析

利用上節構建的模型，對不同方案下的圍巖開挖位移進行模擬計算，獲得見圖2-圖7所示的隧洞開挖后合位移云圖。

在方案F11條件下，開挖會造成圍巖的應力擾動，進而產生指向引水隧洞內部的位移。在引水隧洞開挖完畢之后，位移呈現出左右對稱的特征，同時上下兩側位移量明顯偏大，最大合位移值為4.74mm，位置位于引水隧洞圍巖的頂部。

在方案F12條件下，開挖會造成圍巖的應力擾動，進而產生指向引水隧洞內部的位移。在引水隧洞開挖荷載釋放85%之后，支護結構與圍巖共同承擔剩余荷載。位移呈現出左右對稱的特征，同時上下兩側位移量明顯偏大，最大合位移值為3.61mm，位置位于引水隧洞圍巖的頂部。

在方案F21條件下，開挖會造成圍巖的應力擾動，進而產生指向引水隧洞內部的位移，呈現出左右對稱的特征，同時左右兩側位移量明顯偏大，最大合位移值為18.64mm，位置位于引水隧洞圍巖左右兩側。

在方案F22條件下，開挖會造成圍巖的應力擾動，進而產生指向引水隧洞內部的位移，呈現出左右對稱的特征，最大合位移值為11.58mm，位置位于引水隧洞圍巖底部兩個角處。

在方案F31條件下，開挖會造成圍巖的應力擾動，進而產生指向引水隧洞內部的位移，呈現出左右對稱的特征，同時左右兩側位移量明顯偏大，最大合位移值為40.65mm，位置位于引水隧洞圍巖左右兩側。

在方案F22條件下，開挖會造成圍巖的應力擾動，進而產生指向引水隧洞內部的位移，呈現出左右對稱的特征，最大合位移值為26.76mm，位置位于引水隧洞圍巖底部兩個角處。

綜合上述，對于引水隧洞Ⅳ類圍巖洞段，當埋深為10m、50m和100m且無支護開挖時，圍巖位移變形的最大值分別為4.74mm、18.64mm和40.65mm，圍巖位移值較大，穩定性不足；在開挖荷載釋放率為85%條件下支護完成后，相應埋深的隧洞圍巖位移最大值分別為3.61mm、11.58mm和26.76mm，相比無支護條件明顯減小，說明支護措施可以有效增加圍巖的穩定性。

圖2 F11方案隧洞開挖后圍巖合位移云圖

圖3 F12方案隧洞開挖后圍巖合位移云圖

圖4 F21方案隧洞開挖后圍巖合位移云圖

圖5 F22方案隧洞開挖后圍巖合位移云圖

圖6 F31方案隧洞開挖后圍巖合位移云圖

圖7 F32方案隧洞開挖后圍巖合位移云圖

3.2 圍巖開挖塑性區分析

利用上節構建的模型，對不同方案下的圍巖開挖后的塑性區進行模擬計算，獲得見圖8-圖13所示的隧洞開挖后塑性區分布云圖。由圖可知，對于引水隧洞Ⅳ類圍巖洞段，當埋深為10m、50m和100m且無支護開挖時，圍巖塑性區最大深度分別為2.61m、4.76m和5.92m，塑性區面積分別為57.91m2、123.03m2和206.70m2，隨著埋深增加，塑性區的深度和面積顯著增大。在開挖荷載釋放率為85%條件下支護完成后，相應埋深的隧洞圍巖塑性區深度分別為1.74m、2.56m和3.57m，塑性區面積分別為24.48m2、45.36m2和65.15m2，相比無支護條件塑性區深度和面積顯著減小，說明支護措施可以有效增加圍巖的穩定性。

圖8 F11方案隧洞開挖后塑性區分布圖

圖9 F12方案隧洞開挖后塑性區分布圖

圖11 F22方案隧洞開挖后塑性區分布圖

圖12 F31方案隧洞開挖后塑性區分布圖

圖13 F32方案隧洞開挖后塑性區分布圖

3.3 支護結構應力分析

利用構建的模型，對F12、F22和F32三種方案下的支護結構應力進行計算，獲得見表2所示的計算結果。由表格中的結果可知，在圍巖開挖荷載釋放率為85%的條件下，支護完成之后隧洞埋深達到50m時，噴層的最大壓應力為12.76MPa，已經大于噴層混凝土的抗壓強度設計值，可能誘發噴層的受壓破壞，當隧洞埋深為100m時，噴層的最大拉應力值為1.24MPa，已經大于噴層混凝土的抗拉強度設計值1.1MPa，可能誘發噴層的受拉破壞。在埋深達到100m時，錨桿的最大拉應力達到錨桿抗拉強度設計值，可能誘發較大范圍內的錨桿受力屈服。

表2 支護結構應力計算結果

4 結論與建議

本次研究以某引水隧洞Ⅳ類圍巖洞段為例，利用Flac3D有限元模型對研究洞段圍巖開挖支護穩定性進行數值模擬分析。根據模擬計算結果可知，相比無支護條件，隊伍圍巖進行有效支護可以明顯減小圍巖位移變形和塑性區深度和面積，說明支護措施可以有效增加圍巖的穩定性。在輸水隧洞埋深超過50m時，圍巖塑性區深度已經超過開挖洞徑的兩倍，需要施加噴錨支護措施。此外，鑒于隧洞埋深較大時，支護結構的噴層和錨桿受到的應力較大，當隧洞埋深達到50m時，噴層的最大壓應力大于噴層混凝土的抗壓強度設計值；當隧洞埋深為100m時，噴層的最大拉應力值大于噴層混凝土的抗拉強度設計值，錨桿的最大拉應力達到錨桿抗拉強度設計值。建議采用掛網噴射混凝土或鋼纖維混凝土，以保證噴射混凝土不會產生應力破壞。由于圍巖變形與塑性區深度較大，建議在支護結構設計時增加錨桿的強度和支護強度，將錨桿的長度增加至4-6m，采用直徑為25mm的錨桿。