不同施工方法在軟弱圍巖豎井中適應性研究

張 乾，吳 冬

(西南交通大學土木工程學院，四川成都 610031)

1 工程背景

隨著我國西部交通事業的快速發展，越來越多的隧道通風豎井需在復雜地質條件下修建，針對豎井的施工方法有大量學者進行了研究，代鑫[1]等通過有限元模擬分析了豎井結構受力規律與模式；姚亞輝[2]等通過對豎井開挖過程數值模擬，得到了井壁變形規律，并提出在地層分界處應加強支護；吳迪[3]利用ANSYS對不同工況下豎井開挖進行模擬，分析了豎井圍巖的穩定性；畢思文[4]等對煤礦豎井結構破壞因素進行探討，得到其破壞機理；周榮[5]以大坪里隧道3#豎井施工實例，對施工過程中圍巖位移及應力進行了分析；齊小勇[6]對秦嶺終南山隧道通風豎井進行施工過程模擬，對支護結構的安全性與可行性進行了分析。

借鑒前人大量的有益成果，本文以某公路隧道的通風豎井為研究背景，豎井全長314.5 m，內徑7 m，內空斷面積36.64 m2，全段為Ⅴ級圍巖，巖性主要為中微風化板巖，以薄層狀結構為主，層間結合較差，巖體破碎，無支護時圍巖易坍塌。擬通過數值模擬對該豎井在修建期間的施工方法進行分析，探討不同施工方案下襯砌的受力變形，圍巖位移及塑性區分布情況。

2 數值模型建立

2.1 計算模型建立

結合現場實際，充分考慮邊界效應，計算模型長和寬均為100 m，高60 m；同時為保證計算精度并降低計算量，本次計算采用1/4對稱模型，且對豎井開挖及相鄰區域10 m×10 m范圍內網格進行加密處理，疏密網格單元尺寸比例為1∶2，接觸面采用Attach命令連接，網格剖分見圖1所示。根據軸對稱模型特點，模型對稱面上施加法向位移約束，模型頂面及側面施加應力約束，模型底部施加豎向位移約束，如圖2所示。同時為簡化計算，選取研究段埋深為-100～-160 m，本次計算模型劃分單元6.48萬個，節點71 105個，計算采用摩爾庫倫模型。依據提供的地應力測試報告，豎井受區域構造應力影響嚴重，最大水平應力方向在N8 °W方向，模擬近似簡化取X方向，詳見圖2。

圖1 數值計算模型

圖2 計算邊界條件

2.2 計算參數的確定

根據現場鉆探獲取巖樣室內試驗并結合JTG D70-2004《公路隧道設計規范》[7]確定的巖體力學參數見表1。

表1 巖體力學參數

模擬段支護參數為：初次支護采用噴射厚22 cmC25混凝土，Φ22藥卷錨桿長2.5 m、0.6 m×1.2 m布置，Φ6.5 mm鋼筋網，I16@0.8 m鋼架，采用shell單元模擬；二次襯砌采用模筑厚50 cm C30混凝土(表2)。

表2 支護力學參數

對于Ⅴ級圍巖支護為鋼拱架噴錨聯合支護，采用將鋼拱架和鋼筋網的彈性模量折算給混凝土，其計算方法為：

式中：Ec為折算后混凝土彈性模量；E0為原混凝土彈性模量；As為鋼拱架截面積；Es為鋼材彈模；Ac為混凝土面積。

2.3 模擬施工方案

為探討不同施工方法在軟弱地層中修建豎井的適應性問題，采用有限差分軟件FLAC3D進行施工過程的動態模擬。模擬施工方案均采用正井法施工，根據初支與二襯的施作順序，分為全井單行作業法、長段平行作業法、短段單行作業法，具體工序見表3所示。

表3 模擬施工方案表

3 計算結果分析

3.1 圍巖位移分析

為避免模型端部影響，監測節點設置在模型中部(-30 m)圍巖內，數值模擬中一次開挖進尺為4 m，初次支護與二次支護一次施作也為4 m，故監測點在開挖至-28 m前為支護前的位移釋放，對應支護前圍巖應力釋放程度。在開挖至-32 m后，根據初支和二襯的施作順序的不同，產生的位移量也不相同，如圖3所示。

圖3 -30m監測點隨開挖深度位移

從圖3 中可以看出，在短段單行作業中初支與二襯一起施作，緊跟工作面，圍巖位移主要發生在施加支護前，為4.48 cm，占總體位移98 %，施加襯砌后僅發生0.09 cm位移，可見施加襯砌后圍巖的位移得到有效控制。

在長段平行作業中初次支護緊跟工作面，因采用雙吊盤作業，為保障施工便利性，要求施工間距大于30 m，故選取二次襯砌滯后初支32 m，此施工方法在豎井開挖后及時施作初次支護，保證圍巖完整性，同時初次支護作為柔性支護，允許圍巖發生一定位移，產生一定的應力釋放后施作二次支護，施加初支前產生5.08 cm，占總體位移37.3 %，在施加初支后至施加二襯前發生8.38 cm，占比62 %，初支與二襯共同作用后產生0.014 cm位移。說明在支護的前期雖有一定的應力釋放，但初支并未對圍巖位移產生有效的約束，在施加二襯后才有效控制住圍巖位移。

在全井單行作業中初支仍緊跟工作面一直施作到井底，后續反井進行二襯澆筑，監測點位移走勢與長段平行作業相似，但大于其位移。在初支施加前發生5.7 cm，占總體位移40 %，施加后直到圍巖位移穩定，產生8.42 cm，占比60 %，圍巖應力釋放與最終位移均大于長段平行作業法，二襯施作晚，圍巖未能得到及時約束。

對比三種開挖方法，采用短段單行作業的圍巖位移釋放率最大，其產生的最終位移最小，長段平行與全井單行圍巖位移釋放率與最終位移都相接近，并發現監測點產生的位移釋放主要集中在開挖的前兩步，約占總釋放位移的90 %。

3.2 支護結構受力分析

除去模型端部的影響，記錄初次支護與二次襯砌在埋深(-114～-152 m)范圍內的最大主應力，如圖4 所示。從受力大小與變化規律上分析三種施工方法，發現采用短段單行作業法的初支受力最小，二襯受力最大，初支強度未得到充分利用，這是由于初支與二襯同步施作，初期圍巖應力釋放小，后期受力主要由二襯承擔，為強支護方案；全井單行作業法的初支受力最大，二襯受力最小，前期采用初支來抵抗圍巖變形，后期二襯受力很小，主要作為安全儲備，但在現定的支護參數下，初支強度明顯無法對圍巖位移進行有效約束；而長段平行作業法的初支與二襯受力大小介于前兩者施工方法之間，初支和二襯均發揮承載作用，但仍存在圍巖位移釋放過大的問題，證明初支強度與二襯間的施作間隔仍需進一步優化。從支護結構的受力上看，長段平行與全井單行法初支受力較大，并未有效約束圍巖位移，短段單行作業雖二襯受力大，但在安全范圍內，并對圍巖進行及時約束。

圖4 不同方案下初支與二襯受力變化

3.3 塑性區分布狀態

通過比較不同施工方法下開挖第十三步的塑性區狀態(圖5)，發現圍巖塑性區主要以剪切型為主，整體成錐體分布，短段單行作業法形成的塑性區范圍最小，長段平行作業與全井單行作業形成的塑性區范圍最大且兩者十分相近。由于初次支護與二次襯砌施加的時機不同，豎井圍巖剪切塑性區的具體狀態也不同，短段單行作業形成已經發生剪切破壞塑性區(Shear-p)由井口至二襯施加位置，正在發生剪切破壞的塑性區(Shear-n)在施加二襯位置至開挖面底部4.5 m左右；長段平行作業Shear-p狀態塑性區由井口至二襯施加位置，Shear-n狀態塑性區在施加二襯位置至開挖面底部8 m左右；全井單行作業Shear-n狀態塑性區由井口至開挖面底部8 m左右；可以看出二襯施加后塑性區由Shear-n轉化為Shear-p，短段單行形成的Shear-n段最小，長段平行次之，全井單行最大。對比塑性區的分布范圍和具體狀態，得出短段單行作業法對圍巖控制要好于長段平行與全井單行作業法。

圖5 各方案開挖第十三步塑性區狀態

4 結論

通過從圍巖位移、支護結構受力和圍巖塑性區分布情況，對比分析三種施工方法在軟弱地層中修建豎井的適應性，得到以下結論：

(1) 在軟弱地層中，采用已定的支護參數下短段單行作業法產生的圍巖位移要明顯小于長段平行與全井單行作業法，且圍巖產生的位移主要集中在開挖前后兩個循環。

(2)在支護結構受力中，短段單行和全井單行作業中初支或二襯的強度未充分利用，長段平行作業中初支與二襯的受力相比其它工法更加合理，但其支護強度與施作時機仍需進一步討論。

(3) 在開挖形成的椎體塑性區，短段單行形成的塑性區范圍最小，長段平行與全井單行形成的塑性區范圍相近，但正在發生剪切破壞的塑性區范圍不同。

(4) 綜合比選下，短段單行作業法相比其余兩種工法在軟弱地層中修建豎井具有明顯優勢，該計算分析可為現場后續施工或其它類似工程提供參考借鑒。