基于FLAC3D 的引水平洞圍巖穩定性分析及支護方案選擇

徐向東

（新疆兵團勘測設計院（集團）有限責任公司,新疆 石河子 832000）

計算機技術的發展引領越來越多的數值模擬方法應用于地下洞室施工與支護穩定性分析[1-2]。FLAC3D 采用三維快速拉格朗日法分析計算,其允許材料發生塑性變形和流變,適合解決巖土工程中遇到的高地應力下隧洞開挖引起的大變形問題,是較為理想的圍巖工程計算軟件。本文就奎屯引水工程平洞的施工進行全過程計算模擬,重點研究圍巖開挖位移、應力等分布規律和支護效果。

1 工程概況及研究區計算模型

1.1 工程概況

新疆奎屯河引水工程,位于新疆天山北坡中部,準噶爾盆地西南緣,奎屯市、烏蘇市和克拉瑪依市獨山子區境內,奎屯河流域上游。奎屯河引水工程末端老龍口處北距奎屯市直線距離10 km,從奎屯市至工程區有G217 國道相連,交通便利。奎屯河引水工程屬大（1）型Ⅰ等工程。主要由將軍廟水利樞紐、山區引水系統、出山口引水系統（核準已建）、團結干渠改造及沿線建筑物等構成。

1.2 計算模型

選取平洞段樁號0+800.00 斷面,見圖1。該斷面隧洞埋深231.3 m,地層巖性為下層西域礫巖,計算參數按工程地質勘察結果選取,見表1。隧洞開挖洞徑6.5 m,模型上部范圍H1、下部范圍H2 和側向范圍H3 分別取46 m,39 m 和46 m,見圖2。模型采用笛卡爾直角坐標系,坐標原點位于隧洞的中心位置,其整體坐標系的Y 軸與隧洞軸線方向一致,指向下游為正,鉛垂向為Z 軸,向上為正,X 軸以右手法則確定。模型沿洞軸線Y 方向取0.6 m。計算模型總節點數為44590 個,總單元數為37734 個,左右兩側、底部以及上下游兩端面均施加法向約束,模型頂部自由,并在頂部施加均布應力模擬上覆巖體,鉛直向初始地應力場為自重應力場,應力量值取決于上覆巖體深度及容重,水平向應力根據側壓力系數計算。在隧洞頂拱處、兩腰及底部各取一個監測點。

表1 模型計算參數

圖1 平洞計算模型

圖2 小三維計算模型

1.3 初始地應力場分布

本斷面隧洞鉛垂向埋深231.3 m,側壓力系數為0.54,初始應力分布見圖3～圖5。模型計算范圍內X 向初始地應力為-3.31 MPa～-2.31 MPa,Y 向初始地應力為-3.31 MPa～-2.31 MPa,Z 向初始地應力為-6.15 MPa～-4.28 MPa。

圖3 X 方向(垂直水流向)初始地應力圖

圖4 Y 方向（水流向）初始地應力圖

圖5 Z 方向（鉛直向）初始地應力圖

2 圍巖位移及支護方案

2.1 圍巖開挖位移與塑性區

采用應力釋放法模擬巖體開挖,不施加支護措施時,開挖完成后,圍巖X 向位移最大值9.3 cm,位于隧洞兩腰處；隧洞頂部Z 向位移最大值11.7 cm；合位移最大值約為11.2 cm,位移分布基本呈左右對稱,見圖6。

圖6 隧洞開挖完成后圍巖合位移/m

隧洞開挖后,局部圍巖進入塑性狀態,塑性區分布基本呈左右對稱,最大塑性區深度發生在隧洞腰部約4.0 m,模型核心區域的塑性區分布情況見圖7。

圖7 隧洞開挖完成后圍巖塑性區

2.2 支護方案

開挖洞徑6.5 m,隧洞內徑5.5 m,初期支護考慮鋼拱架、噴層、錨桿和一次襯砌,按照不同的支護施作時機,設計了表2 所示的五個計算方案。計算模型中型鋼拱架采用16 型熱軋工字鋼,全斷面架設,鋼拱架間距為0.5 m；輔以Φ6 鋼筋掛網及5 cm 厚噴護層；在180°范圍內布設Φ25 自進式錨桿,兼做固結灌漿孔,孔深4 m；鋼筋混凝土襯砌厚45 cm,雙層布置HRB335 環向鋼筋6Φ25,鋼筋間距200 mm。

表2 支護計算方案

2.2.1 方案PD800SG01

（1）開挖支護后圍巖位移及塑性區

該方案在開挖后圍巖應力釋放70%時進行鋼拱架及噴錨支護,即初期支護落后于掌子面0.9 m 施加；應力釋放90%時施加45 cm 厚的C30 混凝土襯砌,即襯砌落后于掌子面4.0 m 施作。

開挖支護完成后,X 向位移最大值1.3 cm,Z 向位移最大值5.2 cm,合位移最大值約為5.2 cm,位移分布基本呈左右對稱,見圖8。隧洞開挖支護后,局部圍巖進入塑性狀態,塑性區最大深度發生在腰部約為1.33 m,見圖9,明顯小于無支護方案。

圖8 隧洞開挖完成后圍巖合位移

圖9 隧洞開挖完成后圍巖塑性區

（2）初期支護結構應力分析

在圍巖應力釋放70%時進行鋼拱架及噴錨支護,即初期支護落后于掌子面0.9 m 施加,應力釋放90%時進行C25 混凝土一次襯砌支護,即襯砌落后于掌子面4 m 施加,支護結構受力情況見圖10～圖11。

圖10 一次襯砌混凝土環向應力

圖11 一次襯砌鋼筋應力

鋼拱架承受圍巖壓力,整體處于受壓狀態,在腰部軸向應力最大值約為247 MPa；錨桿所受最大拉應力為165 MPa,小于錨桿的承載力設計值為300 MPa；噴層混凝土所受最大環向應力約為14.2 MPa,位于腰部；一次襯砌整體受壓,所受環向應力最大值約為4.2 MPa,位于襯砌腰部,襯砌腰部內層鋼筋應力最大值為23.0 MPa,襯砌工作性能良好。

2.2.2 方案PD800SG02

（1）開挖支護后圍巖位移及塑性區

該方案在開挖后圍巖應力釋放80%時進行鋼拱架及噴錨支護,即初期支護落后于掌子面2 m 施作；應力釋放90%時施加C30 混凝土襯砌,即襯砌落后于掌子面4 m 施作。

開挖支護完成后,X 向位移最大值2.1 cm,Z 向位移最大值6.0 cm,合位移最大值約為6.0 cm,位移分布基本呈左右對稱,見圖12。隧洞開挖支護后,局部圍巖進入塑性狀態,塑性區最大深度發生在腰部約為1.33 m,見圖13,明顯小于無支護方案。

圖12 隧洞開挖完成后圍巖合位移

圖13 隧洞開挖完成后圍巖塑性區

（2）初期支護結構應力分析

在圍巖應力釋放80%時進行鋼拱架及噴錨支護,應力釋放90%時進行一次襯砌支護,支護結構受力情況見圖14～圖15。鋼拱架承受圍巖壓力,整體處于受壓狀態,在腰部軸向應力最大值約為134 MPa；錨桿所受最大拉應力為91 MPa,小于錨桿的承載力設計值為300 MPa；混凝土噴層整體受壓,腰部所受環向應力最大值7.8 MPa；襯砌整體受壓,混凝土環向應力最大值位于腰部為4.3 MPa,襯砌腰部內層鋼筋應力最大值為23.4 MPa,襯砌工作性能良好。

圖14 一次襯砌混凝土環向應力

圖15 一次襯砌鋼筋應力

2.2.3 方案PD800SG03

（1）開挖支護后圍巖位移及塑性區

該方案在開挖后圍巖應力釋放80%時施加混凝土噴層及鋼筋掛網,即初期支護落后于掌子面0.9 m 施作；應力釋放100%時施加C30 混凝土襯砌,即襯砌不承擔圍巖荷載。

開挖支護完成后,X 向位移最大值2.2 cm,Z 向位移最大值6.2 cm,合位移最大值約為6.2 cm,位移分布基本呈左右對稱,見圖16。隧洞開挖支護后,局部圍巖進入塑性狀態,塑性區最大深度發生在腰部約為1.33 m,見圖17,明顯小于無支護方案。

圖16 隧洞開挖完成后圍巖合位移

圖17 隧洞開挖完成后圍巖塑性區

（2）初期支護結構應力分析

在圍巖應力釋放80%時進行鋼拱架及噴錨支護,襯砌不承擔圍巖荷載,支護結構受力情況見圖18～圖19。鋼拱架承受圍巖壓力,整體處于受壓狀態,在腰部軸向應力最大值約為254 MPa；錨桿所受最大拉應力為144 MPa,小于錨桿的承載力設計值為300 MPa；混凝土噴層整體受壓,腰部所受環向應力最大值14.5 MPa。

圖18 噴層混凝土環向應力

圖19 錨桿應力

3 結論

受初始地應力水平和特征限制（此處為自重應力場）,平洞段的圍巖變形以豎向變形為主,水平橫向變形為輔,因此需要重點關注頂部（腰部偏上區域）的圍巖穩定情況。

（1）隧洞無支護開挖完成后,發生指向隧洞內部的位移,位移分布基本呈左右對稱,合位移最大值約為11.2 cm,出現在隧洞頂拱兩側,最大塑性區深度約為4.0 m,圍巖穩定性較差,需要適時支護,控制圍巖變形。

（2）由圍巖應力逐級釋放下的位移演化情況確定支護時機,在圍巖應力釋放55%～60%時監測斷面出露（即掌子面位置的開挖荷載釋放系數為0.55～0.6）,且圍巖變形尚在可控范圍內,可考慮初期支護的施加。

（3）方案PD800SG02 在開挖后圍巖應力釋放80%時進行鋼拱架及噴錨支護,即初期支護落后于掌子面2 m 施作；應力釋放90%時施加45 cm 厚鋼筋混凝土襯砌,即襯砌落后于掌子面4 m 施作。支護完成后圍巖最大變形為6.0 cm,最大塑性區深度1.33 m,圍巖變形在可控制范圍內,且鋼拱架、錨桿及一次襯砌工作性能良好。

（4）方案PD800SG03 在開挖后圍巖應力釋放80%時進行鋼拱架及噴錨支護,即初期支護落后于掌子面2 m 施作；鋼筋混凝土襯砌不承擔圍巖荷載。支護完成后圍巖最大變形為6.2 cm,最大塑性區深度1.33 m,圍巖變形在可控制范圍內,鋼拱架、錨桿和噴層的應力較方案PD800SG02 明顯增大。