預應力錨桿技術在水電站深埋隧洞圍巖支護中的應用

高 強

(新疆伊犁河流域開發(fā)建設管理局，新疆 伊寧 835000)

0 引 言

隨著我國經濟建設的快速發(fā)展，基礎設施建設也在如火如荼地進行中。在大型水利水電、地下隧道工程施工過程中，地下洞室的開挖向著地球深部不斷擴展。然而地球深部地質條件不同于淺部，深部巖石常處于“三高一擾動”，即高地應力、高滲透壓、高溫狀態(tài)，且容易遭受強烈開采擾動。在上述復雜地質環(huán)境影響下，地下硐室深部圍巖經常出現(xiàn)大變形和難支護的問題[1]。本文針對正在施工中的某水電站地下主廠房，將圍巖納入到隧道支護體系，根據圍巖變形穩(wěn)定性來調整隧道的支護結構[2-3]，通過數值模擬地下硐室開挖過程中的圍巖塑性區(qū)變化和斷面變形，利用收斂計監(jiān)測圍巖邊墻水平收斂和拱頂下沉，分析開挖過程中圍巖變形規(guī)律，對進一步的施工和設計進行指導，為今后相似地質條件下的地下硐室圍巖支護提供一定的技術借鑒作用。

1 工程概況

該水電站地下主廠房布置于大壩左壩肩壩軸線上游，廠房縱軸線方向為N10°W，主廠房最小水平埋深約400 m，垂直埋深約320～500 m。隧道圍巖以不規(guī)則巖株狀侵入的燕山早期似斑狀黑云花崗巖為主，隧道圍巖等級劃分為II、IIIa級。主廠房頂拱跨度28.30 m，在開挖施工過程中存在高地應力巖爆、大跨度頂拱、高邊墻變形等安全風險，洞室施工過程中在巖壁左右拱角和底角出現(xiàn)聲音、開裂、掉塊、巖面松弛、混凝土剝落、鼓脹等巖爆現(xiàn)象，給洞室施工作業(yè)人員和機械設備帶來重大安全隱患。為優(yōu)化支護設計參數，保證施工期安全，降低安全風險，本工程通過FLAC3D數值模擬軟件對主廠房預應力錨桿支護設計進行力學響應模擬及現(xiàn)場圍巖收斂變形分析。

2 隧道圍巖變形數值模擬

根據《水工建筑物地下工程開挖施工技術規(guī)范》(DL/T 5099-2011)等相關規(guī)范要求，針對該水電站主廠房硐室圍巖所處的工程地質條件、主廠房開挖施工工序設計以及隧道圍巖的物理力學參數，擬采用FLAC3D數值模擬軟件，模擬主廠房開挖掘進過程中硐室圍巖塑性區(qū)變化和斷面變形情況[4-6]。

2.1 模型建立

根據主廠房硐室圍巖工程地質條件，考慮到II、IIIa類圍巖結構的巖石力學特性，數值模擬采用摩爾-庫倫模型對巖石的破壞進行計算，模型兩側為側向邊界，分別限制法向速度，下部邊界則限制法向和水平速度，上部邊界施加等效上覆巖石自重應力。根據現(xiàn)場實際地應力情況，上部邊界施加8 MPa等效法向壓力，側壓力系數設置為1，圍巖體力學參數見表1。

表1 圍巖力學參數

隧道開挖后，未支護前總應力云圖分布情況見圖1。由圖1可以看出，當主廠房開挖完成后，在隧道拱肩及拱腳處出現(xiàn)應力集中現(xiàn)象。分析認為，當主廠房經過開挖，硐室圍巖遭受卸荷損傷，頂拱和隧道底板出現(xiàn)明顯下沉和上浮現(xiàn)象，在隧道左右邊墻則出現(xiàn)水平位移。由于上述部位有明顯位移產生，圍巖應力得以釋放，在圖1中可以看出頂拱、底板和左右邊墻應力較小[7-10]。

圖1 主廠房開挖后總應力分布情況

2.2 模擬結果與分析

2.2.1 高地應力作用下隧道圍巖變形

首先通過FLAC3D數值模擬軟件模擬主廠房開挖后未施加預應力錨桿支護前的情況，隧洞圍巖將經歷應力集中，產生屈服破壞后，并最終形成塑性區(qū)，見圖2。從主廠房開挖后的整體安全情況來看，拱肩和拱腳出現(xiàn)剪切破壞，拱肩處為最不穩(wěn)定的區(qū)域，其次是拱腳。這與工程概況中提到的在實際工程施工過程中，在巖壁左右拱角和底角出現(xiàn)聲音、開裂、掉塊、巖面松弛、混凝土剝落、鼓脹等巖爆現(xiàn)象相吻合，說明該模型能夠較好模擬現(xiàn)場實際圍巖應力情況。

圖2 主廠房開挖后塑性區(qū)分布

圖3為主廠房開挖后Z方向位移和應力云圖。由圖3(a)可以看出，豎向位移最大值出現(xiàn)在拱頂和隧道位置，具體為拱頂下沉1.699 6 mm，而隧道底板對工程實際影響不大，故忽略其變化量。在圖3(b)中，豎向應力最大值出現(xiàn)在隧道拱腳及拱肩部位，在拱頂及底板位置，由于產生位移，應力得以釋放，所以拱頂及底板中心位置的應力最小。

圖3 主廠房開挖后支護前Z方向應力和位移云圖

圖4為主廠房開挖后X方向應力和位移云圖，水平向位移最大值出現(xiàn)在左右拱邊墻中心位置，由于左右邊墻應力對稱分布，故僅對任意一處邊墻水平位移進行分析即可，本文以左邊墻中心位置水平位移進行分析。由圖4(a)可以看出，左邊墻中心位置水平位移最大值為0.61 mm。在圖4(b)中，水平向應力最大值出現(xiàn)在隧道拱頂及拱腳部位，在拱邊墻中心位置，由于左右拱邊墻水平向位移產生，應力得以釋放，所以拱邊墻中心位置的應力最小。隨著時間推移和爆破開挖對圍巖的影響，主廠房左右邊墻水平收斂及拱頂下沉將會進一步加劇。

圖4 主廠房開挖后X方向應力和位移云圖

2.2.2 施加預應力錨桿支護后主廠房變形分析

圖5為施加預應力錨桿支護后主廠房塑性區(qū)分布圖。由圖5可以看出，支護后塑性區(qū)與支護前主廠房塑性區(qū)相比范圍明顯縮小，說明預應力錨桿支護可以有效改善主廠房硐室圍巖的受力情況，使硐室圍巖的塑性區(qū)發(fā)展得到有效控制，一定程度上改善了周邊巖體的承載條件。

圖5 主廠房施加預應力錨桿支護后塑性區(qū)分布

通過在主廠房洞口頂拱及左邊墻中心位置布置位移和應力監(jiān)測點，可以準確記錄施加預應力錨桿支護前后上述兩處位置的位移和應力變化情況，并有效推測主廠房頂拱下沉及邊墻水平收斂情況,從而優(yōu)化設計錨桿支護參數，保證施工安全并在一定程度上優(yōu)化經濟效益。由主廠房支護后Z方向位移和應力云圖(圖6)可以看出，豎向位移最大值仍出現(xiàn)在拱頂位置，并由之前的1.699 6 mm降低為現(xiàn)在的1.694 0 mm；而在圖6(b)中，拱頂處豎向應力由支護前的0.220 9 MPa增加為0.221 3 MPa，說明施加預應力錨桿可以有效限制主廠房拱頂下沉，同時并改善了圍巖受力條件。

圖6 主廠房支護后Z方向位移和應力云圖

通過主廠房支護后左邊墻X方向位移和應力云圖(圖7)可以看出，水平向位移最大值仍出現(xiàn)在左邊墻中心位置，但由支護前的0.609 2 mm降低為支護后的0.603 1 mm；而在圖7(b)中，左邊墻水平方向應力由支護前的0.220 9 MPa增加為0.221 3 MPa，說明施加預應力錨桿可以有效限制左邊墻收斂變形，同時改善了圍巖受力條件。

圖7 主廠房支護后X方向位移和應力云圖

2.2.3 支護前后主廠房圍巖變形模擬對比

表2為支護前后所記錄的頂拱及左邊墻中心位置位移數值。通過圖6、圖7和表2進行對比發(fā)現(xiàn)，施加預應力錨桿可提供隧道圍巖支護阻力，改善圍巖的應力狀態(tài)，調節(jié)圍巖變形，能夠有效控制允許圍巖塑性區(qū)的適度發(fā)展，發(fā)揮圍巖的自承能力。

表2 主廠房支護前后頂拱及邊墻最大位移變化情況

通過對地下隧洞采取預應力錨桿支護技術，使錨桿具備一定的預應力，能夠在地下硐室圍巖中產生一定范圍的附加預應力場，使硐室圍巖在變形前就重新恢復到三向受力狀態(tài)，形成具有一定厚度的承壓拱，從而使硐室圍巖的承載能力得到進一步提高[4-6]。經過大量的工程實踐檢驗，錨噴支護提供的柔性支護將圍巖本身作為承載主體，發(fā)揮了圍巖的自承能力，從而達到圍巖支護體系的聯(lián)合承載效果。

3 主廠房圍巖收斂變形現(xiàn)場實測

3.1 監(jiān)測概況及原理

為保障施工期的工程安全和施工安全，對隧道斷面變形進行專項監(jiān)測。依據《水利水電工程施工安全監(jiān)測技術規(guī)范》(DL/T 5308-2013)進行監(jiān)測和管理。參照相關技術規(guī)范，選取地質及支護狀態(tài)觀測、隧道拱頂下沉及隧道水平收斂量測作為必測項目。監(jiān)測內容見表3。當變形超過管理位移時，則應及時上報監(jiān)理中心，聯(lián)合各相關單位共同制定處理措施，防止應變形過大而造成安全事故的發(fā)生。

表3 隧道現(xiàn)場監(jiān)控量測項目及量測方法

根據主廠房所處地質條件、圍巖應力并結合施工方法、支護形式及圍巖的時間和空間效應等因素，決定選取主廠房(廠橫)0+020、0+050、0+080共3個樁號作為水平收斂觀測斷面，儀器設備采用高精度水準儀及標尺或數顯式收斂儀，監(jiān)測精度為0.01 mm。主廠房開挖水平收斂及拱頂下沉測點布置圖見圖8。

圖8 主廠房開挖水平收斂及拱頂下沉測點布置圖

監(jiān)測注意事項:①拱頂下沉監(jiān)測采用高精度水準儀及其標尺；水平收斂量測采用數顯式收斂儀；②在施工初期監(jiān)測階段，或地質條件較差或變形量及速率較大時，適當增加量測斷面及量測頻率；③測點設置應可靠，并應妥善保護，測量儀器使用前應嚴格標定；④各測量項目應盡可能布置在同一斷面，測量點應盡可能選擇具有代表性的地方，以便測量數據的分析及為以后的工作提供經驗[11-14]。

3.2 圍巖變形監(jiān)測結果與分析

3.2.1 水平收斂

邊墻水平收斂變形是隧道圍巖應力狀態(tài)變化最直觀的反映。結合實際工程地質情況及現(xiàn)場施工情況，根據主廠房(廠橫)0+020、0+050、0+080共3個樁號水平收斂觀測斷面，分別計算2020年6月2日至7月27日共計8周56天的水平收斂變化情況，整理分析這段時間內收斂監(jiān)測數據及其現(xiàn)場資料，繪制周邊收斂時程曲線，見圖9。圖9中，正值表示周邊收斂，負值表示周邊擴張。

圖9 水平收斂歷史曲線

對周邊收斂時程曲線(圖9)進行分析，將其分為“初始變化-緩慢變化-急劇變化-趨于平穩(wěn)”4個階段，對應圖9中A、B、C、D共4個分段。隧道初期開挖支護完成后，在2020年6月2-8日期間，主廠房左右邊墻位移變化量較大，趨勢見圖9中A分段所示。經歷一周左右時間后，在6月8-14日期間，左右邊墻位移出現(xiàn)緩慢增加階段，具體變化見圖9中B分段所示。6月14日，主廠房開始進行中部拉槽和邊墻擴挖，后續(xù)數周主廠房經歷數次開挖爆破影響，此時左右邊墻位移出現(xiàn)圖9中C段所示變化趨勢。分析認為，連續(xù)數周的高頻次爆破開挖致使其周邊圍巖局部應力集中，打破原有的應力平衡應力狀態(tài)，頂拱及左右邊墻初期支護的混凝土出現(xiàn)小的開裂及部分剝落，鋼拱架、鋼筋網及連接筋外露，并有不同程度的彎曲、扭曲變形。開挖爆破完成后，施工項目部針對以上監(jiān)測反饋的數據，及時采取錨噴加固措施。進入7月14日后，收斂變形趨于平穩(wěn)，變化見圖9中D分段所示。

3.2.2 頂拱下沉

通過K0+020和K0+080兩斷面測點頂拱下沉歷史曲線(圖10)進行分析研判，同樣可以將其分為“初始變化-緩慢變化-急劇變化-趨于平穩(wěn)”A、B、C、D共4個階段。其中，主廠房(廠橫)K0+020樁號屬于IIIa類圍巖，開挖及初期支護完成后，拱頂下沉速率較大；錨噴支護約3周后下沉速率減小，下沉趨勢變緩。隨著6月底開始進入汛期，降雨量逐漸增加，地表水沿著山體裂隙滲透到隧道內，致使隧道內涌水增加，拱頂下沉速率驟然增加，部分拱頂下沉導致初期支護的混凝土脫落掉塊。針對以上情況，進行混凝土補噴，下沉速率減小，變形量得到控制，此后約一周后基本達到穩(wěn)定。對于K0+080樁號所屬的II類圍巖變形，初期支護完成30 d后，拱頂下沉速率有增加的趨勢，表現(xiàn)為與IIIa類相似的變化趨勢，分析認為隧道內涌水量的增加加速了拱頂圍巖的下沉。

圖10 頂拱下沉歷史曲線

4 結 論

本文針對某水電站主廠房現(xiàn)場地質條件和具體施工情況，通過應用FLAC3D數值模擬軟件，模擬主廠房地下硐室圍巖施加預應力錨桿支護前后圍巖變形，以及運用收斂測量儀等儀器對現(xiàn)場圍巖變形進行量測，獲得如下幾點結論：

1) 通過FLAC3D數值模擬軟件，模擬地下硐室圍巖施加預應力錨桿支護前后圍巖塑性區(qū)變化及硐室斷面變形情況，可以有針對性地提出圍巖支護的工程優(yōu)化措施建議。

2) 隧道錨噴支護可以最大限度地緊跟開挖工作面施工，最大限度地利用圍巖自承能力，可以限制圍巖進一步變形收斂，阻止圍巖進入松弛狀態(tài)。

3) 隧道錨噴支護應及時迅速，甚至在開挖前進行超前支護，運用噴射混凝土的早強和全面密貼性能，可以保證隧道圍巖支護的及時性和有效性，達到圍巖支護體系的聯(lián)合承載效果。

4) 隧道開挖完成后，周邊收斂和拱頂下沉量都呈現(xiàn) “初始變化-緩慢變化-急劇變化-趨于平穩(wěn)”4個階段，但是急劇變化階段卻發(fā)生在不同時間段內。分析認為，周邊收斂有急劇變化的趨勢其原因是高頻次的爆破開挖影響，拱頂下沉有急劇變化的趨勢其原因是隧道內涌水量的增加。