軟巖隧道襯砌內力計算與開挖過程數值模擬

韓 峰

(中鐵十九局集團第三工程有限公司 遼寧沈陽 110136)

1 引言

隨著我國公路網建設的不斷完善，隧道建設數量和里程不斷增加，地質條件復雜多變成為我國隧道建設最鮮明的特點。襯砌結構作為防止圍巖變形或坍塌的永久性支護結構，襯砌內力計算的準確性對于工程安全十分重要[1－3]。而針對隧道開挖過程中可能發生的各種隧道病害，可通過數值模擬在極大程度上得以預測，做到提前防護。本文基于陽宗隧道襯砌內力計算和GTS NX驗算結果進行對比分析，并針對CD工法單次開挖循環進尺進行數值模擬，以期對隧道襯砌結構設計提供理論支持。

2 工程概況及襯砌內力分析

陽宗隧道位于云南省昆明市澄江縣，隧道整體處于近似南北走向的脊狀山群地形中，地形較陡，溝谷切割較深，隧道穿越8條斷層帶，圍巖主要為白云巖和泥巖夾雜交替，部分含礫粉質黏土、角礫，局部段落出水量較大。本隧道為左右分離式雙洞特長隧道，右線隧道起訖里程為K42＋313～K50＋026，全長7 713 m，左線隧道起訖里程為ZK42＋250～ZK50＋023，全長7 773 m，隧道最大埋深572.62 m。根據?公路隧道設計規范?(JTG D70—2—2014)[4]，隧道圍巖級別為Ⅴ級。

2.1 襯砌內力計算

公路等級為山嶺一級公路，圍巖等級為Ⅴ級，容重為21.2 kN/m3，彈性抗力系數為0.18×106kN/m。襯砌材料選用C30混凝土，材料容重23 kN/m3，彈性模量Eh＝3×107kPa，二襯厚度為d＝0.450 m。采用辛普森法對該隧道典型截面內力進行計算，計算結果見表1。

表1 襯砌總內力計算

式中:rji為力Rj至接縫中心點ki的力臂。

彎矩、軸力按下式計算:

按內力計算結果繪制彎矩圖及剪力圖，如圖1所示。

圖1 襯砌結構內力

2.2 荷載－結構法計算內力

2.2.1 計算模型

采用荷載－結構法進行襯砌內力計算。計算選用MIDAS GTS NX結構有限元分析軟件進行。將襯砌簡化為1D梁單元，梁軸線為二襯中線，圍巖抗力用曲面彈簧單元模擬，曲面彈簧鉸接在彈性抗力區襯砌梁單元的節點上，因此該單元僅在受壓時承受軸力，而受拉時失效且不承受彎矩，荷載計算模型如圖2所示。

圖2 有限元計算荷載簡圖

2.2.2 結構內力結果

襯砌內力計算結果如圖3所示。根據圖3可知，軸力最大值出現在仰拱底部，軸力值為－633.475 6 kN；隧道拱頂正中軸力最小。拱頂內側正彎矩最大值為116.435 6 kN˙m；仰拱內側負彎矩最大值為－85.631 0 kN˙m。

圖3 隧道襯砌結構內力

3 隧道開挖數值分析

3.1 模型建立

采用FLAC3D有限差分軟件進行CD法施工方案模擬。由于隧道縱向尺寸較長，橫斷面尺寸較小，故在研究過程中無需考慮開挖進尺對施工的影響[5－6]。取沿隧道縱深方向10 m長的Ⅴ級深埋圍巖作為分析對象，隧道寬、高分別為11.2 m、8.8 m，模型橫向考慮10倍洞徑，豎向考慮6倍洞徑，模型尺寸為(100×10×60)m。上部為自由邊界，其余均為法向約束邊界。

建模采用zone單元，對模型進行分組，選擇摩爾－庫倫本構模型實體單元，按工程實際參數對圍巖進行參數賦值，具體參數見表2。開挖時采用null空殼模型，支護采用 shell殼體單元[7－8]。在隧道拱頂、拱底中點、兩側拱腰分別布置監測點[9]。模型如圖4所示。

圖4 計算模型

表2 圍巖物理指標

3.2 隧道圍巖位移分析

在進行隧道開挖時，位移的變化往往能簡單明了地體現隧道圍巖穩定性。由于隧道的縱向尺寸比橫向斷面尺寸大，因此主要分析隧道開挖過程前后隧道圍巖的豎直位移和水平位移[10]。

3.2.1 豎向位移分析

拱頂豎向位移最大，其次是拱底。隨著開挖進行，拱頂和拱底位移也隨之不斷變大，且拱頂位移增量比拱底位移增量大，施加初期支護后的圍巖位移有所減小，但不明顯。在截面2開挖完成后下部土體位移有所減小，原因是截面2開挖完成后左側孔道受力類似于壓力拱，導致位移有所減小。開挖完成后在拱底處出現了底鼓現象。由圖5可知，各監測點位移在開挖階段變化較大，在支護階段趨于穩定，其中監測點1為負，其余監測點為正，說明拱頂豎向向下位移，而兩拱腰位置豎向向上位移，拱底豎向位移向上。由監測曲線可知，隧道各監測點的豎向位移在開始開挖后一直發生，直到4號截面的初期支護完成后才趨于穩定，二襯施作后豎向位移增長量較小，結構趨于穩定。

圖5 豎向位移監測曲線

3.2.2 水平位移分析

最大水平位移在拱腰處，各以左右拱腰為起點，呈波紋狀向兩側擴展，位移大小逐漸減小，其中左側位移為正(向右)，最大值為56.5 mm，右側位移為負(向左)，最大值為54.9 mm。當隧道各截面均開挖完成后，圍巖水平位移減小，分析原因為開挖后圍巖滿足了壓力拱成拱條件，隧道可以看作一個拱形結構，可將其受到的力轉化為推力，導致圍巖發生向外的位移。圍巖最終位移量為56.4 mm。由圖6可知，監測點1和監測點2的水平位移在開挖截面1和截面2時發生了少量向左的水平位移，但隨著截面3和截面4開挖完成，水平位移逐漸趨于0。兩拱腰處發生的水平位移較大，且方向相反，數值大致相等。

圖6 水平位移監測曲線

3.3 隧道圍巖應力分析

隨著隧道開挖的進行，隧道圍巖受到擾動作用，原有的圍巖應力平衡狀態被破壞，圍巖應力將重新分布，直至最后形成一個穩定的應力平衡狀態。該過程可能會導致圍巖局部應力增大，圍巖被破壞導致工程事故的發生。因此，隧道圍巖應力狀態也是隧道施工中要考慮的重要內容[11－12]。

3.3.1 豎向應力分析

時步1開挖后在拱頂位置產生拉應力，拱底位置產生壓應力，但當時步2開挖完成后全部變為壓應力，這是因為隧道左側孔道類似壓力拱，致使隧道拱頂和拱底成為壓力拱的兩個拱腳。當時步3開挖后壓力拱被破壞，拱頂又出現拉應力，當時步4開挖后壓力拱又重新出現，隧道圍巖豎向應力全部變為壓應力。根據施作初期支護前后對比可知，初期支護對圍巖豎向應力影響較小，前后變化不大。開挖完成后最大壓應力出現在拱底，大小為1.256 3 MPa。

3.3.2 水平應力分析

隧道在開挖過程中，圍巖水平方向應力大部分為壓應力，少部分存在拉應力，這與土體本身性質有關[13－15]。在拱頂、拱底和兩側拱腰處先后出現了應力集中現象，為了防止因應力集中而引起破壞，應進行圍巖加固。二襯施作后，二襯結構承擔水平方向的壓應力，最大值出現在拱頂和拱底，向兩側拱腰依次遞減。

4 現場監測結果

測點布設在代表性斷面關鍵部位(如拱頂、拱腰、拱腳、邊墻仰拱等)，并對各測點逐一進行編號。埋設壓力盒時，要使壓力盒的受壓面朝向圍巖。在隧道壁面測量圍巖施加給噴砼層的徑向壓力時，先用水泥砂漿或石膏將壓力盒固定在巖面上，再施作噴砼層，避免噴砼與壓力盒之間留有間隙，保證圍巖與壓力盒受壓面貼緊。記下壓力盒編號，并將壓力盒編號用膠帶緊密粘貼在測量導線上。測點壓力盒布置如圖7所示。

圖7 圍巖測點壓力盒布置

在左上臺階完成初期支護后，拱頂位置壓力盒處于受壓狀態，圍巖接觸壓力達0.71 MPa，表明此時拱頂沉降處于急劇變化階段。而左右側邊墻壓力盒測量值基本為零，表明此時由于上臺階開挖，兩側應力基本釋放完畢。當第2～3天觀測時，左側土壓力盒的壓力發生急劇的變化，從0 MPa上升至0.83 MPa，然后再次上升至1.21 MPa左右，說明左側土壓力盒出現了一個應力調整的過程。右側土壓力盒數據出現負值，處于一種受拉狀態。通過對比可知，現場監測結果與數值模擬結果比較接近，體現出數值模擬結果可以為實際工程施工提供參考。

5 結論

(1)通過辛普森法和MIDAS GTS NX計算結果分析，拱腳處二襯軸力分別為657.55 kN、633.48 kN，彎矩分別為55.90 kN˙m、46.97 kN˙m，對比計算結果可知軸力相差較小，彎矩相差稍大，分析原因為辛普生法計算時拱頂存在位移而荷載結構法拱頂不存在位移。

(2)通過FLAC3D模擬，圍巖拱頂豎向位移最大，其次為拱底；圍巖水平位移最終為56.4 mm，發生在拱腰。由于CD法施工開挖次數過多，對圍巖擾動增加，故在進行開挖之前，先對擬開挖隧道的圍巖進行超前小導管支護以增加圍巖強度。

(3)通過圍巖應力變化規律可知，在開挖過程中，隧道兩側拱腳、拱頂、拱底先后均出現應力集中現象，這與實際開挖情況相吻合。應力集中現象對工程安全影響很大，容易造成巖體崩塌。所以，根據模擬結果，應對出現應力集中的部位采取加強支護，以保證圍巖和支護結構穩定。