硬巖條件下半噴混凝土快速支護施工的三維仿真分析

鄭欣（重慶交通大學，重慶　400074）

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硬巖條件下半噴混凝土快速支護施工的三維仿真分析

鄭欣
（重慶交通大學，重慶400074）

摘要：本文依托粵湘高速公路博羅至深圳段水澗山隧道，全過程力學仿真模擬研究了半噴混凝土快速施工技術，通過對圍巖變形過程及大小、圍巖應力與塑形區、兩次半噴混凝土的應力分布與量值、系統錨桿的受力等力學指標值的變化規律，分析隧道圍巖自穩與自承性能、支護結構的安全度.為今后同類的工程提供了寶貴經驗.

關鍵詞：半噴混凝土；快速施工；圍巖；力學指標；安全度

1　依托工程

粵湘高速公路博羅至深圳段水澗山隧道是博深高速的控制性工程，隧道左線全長2929m，右線全長2906m，整個隧道穿越具有“小九寨”之稱的東莞市銀屏山自然風景保護區.水澗山隧道屬長三車道大斷面公路隧道，由于銀瓶山自然保護區對環境保護嚴格要求，洞身段禁止開設斜井與橫向通道，只能從另一端洞口長距離獨頭掘進，頭掘進距離高達2929m.隧址區地表巖性主要為破殘積土層及風化層組成，洞身圍巖為白堊系下統白云嶂組熔結凝灰巖，巖性單一，未發現不良地質存在，隧道場地屬較穩定地塊，工程地質條件較簡單，設計洞身圍巖級別主要為III級.

2　計算方案

III級圍巖按上下臺階法開挖，不設仰拱，開挖步序如圖1所示，臺階長度與平面推進圖如圖2所示，其開挖與支護順序為：

（1）上臺階①開挖一個循環，長度3.6m（相當于3榀鋼架距離），初噴、掛鋼筋網、立格柵鋼架并半噴混凝土至10cm；

（2）待上臺階掌子面進至25m后，開挖下臺階，初噴、掛鋼筋網、立格柵鋼架，敷設拱墻系統錨桿，并補噴10cm至設計厚度.

（3）待施工監測穩定后施做二次襯砌混凝土.

圖1　III級圍巖開挖步序圖

圖2　III級圍巖開挖平面布置圖

3　計算理論

采用國際先進巖土工程軟件FLAC3D對半噴施工工藝過程進行全過程仿真分析.該軟件是由美國明尼蘇達ITASCA軟件公司開發的顯式有限差分程序.目前該軟件已從二維平面分析拓展到三維空間分析，成為處理功能強大的新一代軟件—FLAC3D.

3.1FLAC程序中的彈塑性本構模型

FLAC程序可以模擬彈性模型、Mohr－Coulomb準則[1]、應變強化和應變軟化模型等6種材料，并且各種模式之間可以相互耦合，以用來模擬各種復雜的巖土工程問題,能更真實地模擬實際材料的力學行為.

Mohr－Coulomb的破壞準則是張拉剪切的綜合組合.假設給三個主應力編號，定義如下：

這個準則可以用下圖3來解釋，用Mohrcoulomb破壞準則描繪從點A到點B破壞包絡線. fs=0，即

圖3　Mohr－Coulomb破壞準則

3.2計算模型及邊界條件

模型網格如圖4～6所示.仿真分析中，為實現兩次初期支護混凝土噴射，每層混凝土均采用實體單元模擬，其好處是可以直接獲得每層噴射混凝土單元的應力值.

圖4　模型網格圖全貌

圖5　開挖隧道有限差分離散網格圖

兩層噴射混凝土差分物理網格圖如圖6所示.為方便建模與程序計算，本次計算將格柵處噴混凝土仍按半噴處理.

圖6　噴射混凝土物理網格圖

錨桿采用FLAC中專用的錨桿單元cable進行模擬計算，間距按照設計間距1.2m×1.2m，梅花形布置.偏于保守估計，巖體力學參數按照公路隧道設計規范（JTG D70- 2004）給出的III級圍巖各指標值下限選取[2]，如表1所示.

表1　計算參數表

邊界的處理為：頂部距離拱頂埋深60m，自由表面；左右邊界距離隧道中心距離為3.5D，水平位移約束；底部邊界距離隧道底部3D，豎向位移約束；隧道縱向長度取40m，縱向邊界面采用水平位移約束.（注：D為隧道開挖跨度，等于16.8m）

4　快速施工力學過程分析

4.1圍巖變形

為避免邊界效應，取縱向Z=10.8m處為研究斷面，觀察該斷面的沉降與水平位移.最終豎向位移云圖如圖7所示，水平位移云圖如圖8所示.

圖7　圍巖豎向位移云圖（m）

圖8　圍巖水平位移云圖（m）

為觀察施工過程中圍巖的變形動態，布置監測點位如圖9所示，其中A為拱頂沉降，B為水平收斂.計算結果如圖10～12所示.

圖9　監測點位布置圖

圖10　拱頂沉降歷時曲線圖

從圖10可以看出，拱頂沉降最終值為5.1mm，小于隧道設計規范要求的最小值7.3mm，表明采用半噴混凝土快速施工時，圍巖穩定.此外，掌子面開挖至研究斷面（z=10.8m）時，拱頂沉降為2.1mm，位移釋放率為0.40；復噴第二次半噴混凝土時，圍巖位移釋放率為0.87.這表明初次半噴混凝土所承擔的位移釋放率為0.47，即2.4mm.由于半噴混凝土的柔性，完全能夠承載這一部分位移，并允許圍巖應力作相應的調整與釋放，以便充分發揮其自承能力.

圖11　水平收斂歷時曲線圖

圖11表明水平位移很小，這與III級圍巖巖體強度較高、側壓力不大有顯著關系.因其量值太小，最大值0.8mm，不至引起圍巖不穩定松弛，此處不作深入分析.

4.2圍巖應力

以拉應力為正，則最小主應力代表了最大壓應力.研究斷面圍巖的最大壓應力云圖如圖12所示，最大拉應力云圖如圖13所示.

據圖12分析，圍巖最大壓應力在墻腳處產生應力集中，但量值不大，僅為4.45MPa.III級圍巖多為堅硬巖或較堅硬巖，其單軸飽和抗壓強度>30MPa，因此，圍巖強度遠遠大于巖體中應力，圍巖不會發生壓潰失穩.

據圖13分析，圍巖最大拉應力僅出現在仰拱位置，但量值不大，為500kPa.拱頂仍然為壓應力，不會發生抗拉失效破壞.

4.3圍巖塑形區

如圖14所示，III級圍巖局部存在塑性區[3]，出現部位為仰拱接近墻腳處以及邊墻局部.由于塑形區分散于局部，未構成連通面，對隧道整體穩定性不構成影響.

圖12　圍巖最大壓應力云圖（Pa）

圖14　圍巖塑形區圖

4.4噴射混凝土應力

研究斷面第一次半噴混凝土應力分布如圖15～16所示，第二次半噴混凝土應力分布如圖17～18所示.

圖17　第二次半噴混凝土最大主應力云圖（Pa）

由圖15、圖16分析可知，內外兩次半噴混凝土受到一定大小的拉應力，一般發生在拱頂，局部發生在邊墻拱墻想接部位，但量值不大，最大為0.6MPa，小于C20噴射混凝土的抗拉強度設計值1.13MPa，受拉安全系數1.88，處于安全范圍.

由圖17、圖18分析可知，內外兩次半噴混凝土最大壓應力為3.59MPa，遠小于C20噴射混凝土抗壓強度設計值11MPa，處于安全范圍.

4.5系統錨桿受力

系統錨桿采用cable單元模擬[4- 5]，如圖19所示.

系統錨桿在上臺階推進25m后與下臺階噴射混凝土一起施做，其計算結果如圖20所示.計算表明，錨桿主要承受拉力，拱部錨桿受拉很小，邊墻錨桿受拉力較大，最大拉力為11.3kN.墻腳部位錨桿局部受壓，作用不大.

通過錨桿的受力分析，建議在實際施工過程中，在第二次半噴混凝土時，通過觀察拱部圍巖裂隙情況以及監控量測穩定狀況，酌情減去拱部錨桿，只在邊墻敷設系統錨桿.這樣做可以獲得四大好處：（1）減少拱部錨桿作業的難度；（2）減少作業量；（3）節省材料與人工費用；（4）加快施工進度.

5　結論

結果表明，半噴混凝土快速施工方案切實可行，而且預設計中系統錨桿支護參數也存在進一步優化的余地，建議實際施工時依據拱部圍巖節理裂隙以及監控量測信息反饋，優化系統錨桿的施作與否、敷設部分，達到安全、經濟與快速施工的和諧統一.

參考文獻：

〔1〕賈善坡，陳衛忠，楊建平，陳培帥.基于修正Mohr -Cou1omb準則的彈塑性本構模型及其數值實施[J].巖土力學，2010（07）:2051-2058.

〔2〕中華人民共和國交通部.JTG D70-2004公路隧道設計規范[S].北京:人民交通出版社，2004.

〔3〕劉貴，韓邦華，邢峰，郭文印，杜克輝.條帶開采煤柱塑性區寬度的數值模擬與計算[J].煤炭科學技術，2009（03）:4-6+37.

〔4〕鮑生才.深基坑樁錨支護結構數值模擬研究[J].地下空間與工程學報，2014（S2）:1941-1945.

〔5〕陳力華，林志，李星平.公路隧道中系統錨桿的功效研究[J].巖土力學，2011（06）:1843-1848.

中圖分類號：TU755.6

文獻標識碼：A

文章編號：1673- 260X（2015）03- 0124- 04