白鶴灘水電站左岸主廠房洞室穩(wěn)定性及主要變形破壞模式分析研究

董 源，裴向軍，張 引

(成都理工大學 地質災害防治與地質環(huán)境保護國家重點實驗室，成都 610059)

0 引 言

白鶴灘水電站坐落于四川省寧南縣與云南省巧家縣境內，位于金沙江下游，屬于高山峽谷地貌，建成后為中國第二大水電站。此水電站的攔河壩為混凝土雙曲拱壩，壩高289 m，河流左右岸引水發(fā)電系統(tǒng)對稱，分別安裝有八臺單機容量1 000 MW的水輪發(fā)電機組，裝機總容量為16 000 MW。

深切河谷地區(qū)受到構造、河水下切等地質作用的影響，使得該區(qū)域地質條件較為復雜。該地區(qū)發(fā)育有大型的緩傾軟弱層間錯動帶(C2)、層內錯動帶，陡傾的斷裂帶等對該工程不利的地質構造。地下主廠房埋深較大，受地應力的影響也較為明顯。伴隨著地下廠房的開挖，普遍揭露有玄武巖應力型破壞[1]、層間軟弱結構面的變形、破壞等典型的巖石力學問題。

孟國濤總結出白鶴灘水電站地下廠房開挖過程中揭露脆性玄武巖破壞、開挖揭露面邊墻巖體破裂松弛導致應力重分布引發(fā)的圍巖大變形、破壞的現象及相關規(guī)律[2]；劉國鋒歸納總結地下廠房圍巖片幫破壞的基本特征與規(guī)律，重點探討廠區(qū)地應力、巖體結構、巖性、施工因素等對圍巖片幫的影響規(guī)律，得出片幫的形成與發(fā)生機制[3]；盧波總結得出影響圍巖穩(wěn)定性的兩大控制因素為地應力和巖體結構，巖體結構對地下廠房圍巖變形和穩(wěn)定性控制作用較地應力更為明顯[4]；李守柱根據原位監(jiān)測資料，闡明了不同變形階段洞室各部位的變形速率、變形量以及這些變形的時空效應[5]；段淑倩歸納總結了錯動帶導致結構變形失效破壞實例得出，含錯動帶巖體的破壞模式分為：塑性擠出型拉伸破壞、結構應力型塌方/掉塊、剪切滑移型破壞[6]。

本文主要將現場地質勘查資料、監(jiān)測成果、巖石力學試驗、數值模擬結果結合，針對白鶴灘水電站左岸主廠房開挖后不同部位的圍巖破壞類型進行相應分析；對洞室開挖可能產生的片幫破壞現象，進行了玄武巖巖石力學試驗、聲發(fā)射試驗、數值模擬，同時與現場實際情況對比，得出主廠房開挖片幫發(fā)生的總體規(guī)律；對洞室開挖巖壁梁變形問題，采用現場監(jiān)測與數值模擬相結合方法進行分析研究；對洞室開挖導致邊墻塊體破壞問題，采用理論研究結合現場實測數據，得出主廠房開挖后邊墻圍巖的一般破壞模式、相應塊體的穩(wěn)定性分析。本文研究的三大問題是高地應力、高埋深、大跨度洞室常見的幾類問題，對這些問題有清楚的認識有助于為今后大型地下洞室的合理設計、科學開挖提供參考。

1 左岸主廠房的基本地質環(huán)境條件

1.1 白鶴灘水電站左岸主廠房概況

白鶴灘水電站的修建受到該區(qū)域地形前提的約束，地下廠房只能建在高埋深的山體內。左岸主副廠房洞長438 m，高88.7 m，巖壁梁以上寬34 m，以下寬31 m。為世界迄今為止最大的水電站地下洞室工程[7]。主副廠房洞和主變洞平行布置，洞室軸線方向為N20°E。

1.2 白鶴灘水電站左岸主廠房地質條件

白鶴灘水電站左岸主廠房區(qū)主要出露二疊系上統(tǒng)(P2β3)峨眉山組玄武巖。左岸巖層總體產狀為N40°～45°E，SE∠15°～20°。巖性主要為P2β13層斜斑玄武巖、角礫熔巖、杏仁玄武巖、隱晶質玄武巖。主廠房軸線方向與巖層走向呈大角度相交[8]。

白鶴灘水電站左岸主廠房區(qū)域地質條件、構造復雜，主廠房在分級開挖過程中揭露多條錯動帶和不利的地質構造。C2錯動帶通過左岸地下廠房區(qū)域，與主廠房、主變洞邊墻相交，是直接關系地下廠房穩(wěn)定性的層間錯動帶。

白鶴灘左岸主廠房沿軸線方向巖石物理力學性質差異較大，S側廠房巖體質量較差，一般為Ⅲ2～Ⅲ3類圍巖，N側廠房巖體質量較好，一般為Ⅱ1～Ⅱ2類圍巖；斷層、較大的層內錯動帶分布也不均勻，左0+228處，左0～10處分布最為廣泛。由于巖性、構造的差異性，必定導致洞室開挖圍巖差異性變形，需要引起重視。

表1 地下廠房主要地質構造特征[9]Tab.1 Main geological structure characteristics of Underground Powerhouse [9]

圖1 C2錯動帶素描圖Fig.1 Geologic sketch map of C2 fault belt

圖2 C2附近不穩(wěn)定塊體Fig.2 Unstable block nearby C2

圖3 地下廠房軸線工程地質剖面圖(單位：m)Fig.3 Engineering geological section of underground powerhouse axis

圖4 3組裂隙與廠房軸線赤平面投影圖Fig.4 The three groups of fissures and the axial relationship of the plant axis are projected

主廠房區(qū)發(fā)育的優(yōu)勢節(jié)理可以分為三組，①：N35°～60°W，SW，∠75°～85°；②：N24°～55°E，SE，∠68°～78°；③：N35°～50°E，SE，∠15°～22°，三組裂隙與左岸地下主廠房洞軸線的赤平投影圖，如圖4所示[7]。

1.3 白鶴灘水電站左岸主廠房地應力

白鶴灘位于小江斷裂帶的北側、交際河斷裂的東側。受喜山期運動(NW-NWW方向的區(qū)域擠壓)的影響，白鶴灘水電站左岸主廠房圍巖的應力以構造應力為主。

圖5 天然地應力實測曲線Fig.5 Measured curve of natural ground stress

主廠房區(qū)地應力為典型的“駝峰狀”應力分布形式[10]。左岸主廠房的水平埋深950～1 050 m，垂直埋深260～330 m。左岸廠房區(qū)的σ1為19～23 MPa(實測最大主應力33.9 MPa)，方向以N40°W左右，傾角5°～15°；(根據水利水電工程地下建筑物工程地質勘查技術規(guī)程[10]的初始地應力分級方案，屬于高地應力，硬質巖：開挖過程中可能出現巖爆，洞壁巖體有剝離和掉塊現象，新生裂紋較多。)σ3為6.7～8.7 MPa，方向變化大，傾角多50°～75°；中間主應力總體傾向河谷，傾角2°～11°，地應力的數值和產狀特征都有所變化[7]。

圖6 最大主應力與主廠房縱軸線關系示意圖[11]Fig.6 The main stress is schematic with the vertical axis of the main houses axes[11]

1.4 研究內容

本文主要分析研究河谷高地應力條件下開挖大型地下洞室可能發(fā)生的圍巖變形破壞問題，以白鶴灘水電站左岸主廠房開挖為例。通過資料收集(現場地質調查、相關文獻收集、監(jiān)測數據采集)，初步判定主廠房開挖會導致：片幫破壞、圍巖大變形、邊墻塊體失穩(wěn)破壞。對洞室開挖可能產生的片幫破壞現象，進行了巖石力學試驗、聲發(fā)射試驗、數值模擬結合分析其產生部位、規(guī)模；對洞室開挖巖壁梁變形問題，采用現場監(jiān)測數據與數值模擬相結合方法分析其大變形產生部位及原因；對洞室開挖導致邊墻塊體破壞問題，采用理論研究結合現場實測數據對比得出主廠房開挖后邊墻圍巖的一般破壞模式、相應塊體的穩(wěn)定性分析。本文的技術路線圖見圖7。

圖7 技術路線圖Fig.7 Technology roadmap

2 脆性玄武巖破壞特征分析

2.1 玄武巖基礎巖石力學試驗

白鶴灘左岸主廠房圍巖以二疊系上統(tǒng)P2β3的玄武巖為主，強度高，脆性性質明顯；該地區(qū)具有較大的初始地應力場，導致圍巖的應力、強度比值較高，約為0.25，介于0.15～0.4之間，具備巖石應力破壞的發(fā)生條件，且以中等破壞為主[12]。由于局部的圍巖應力、巖性、地質構造的差異，左岸主廠房分層開挖過程中，出現了破裂、片幫、弱巖爆等巖體的應力型破壞及巖體的時效變形現象。

圖8 試件軸向破壞圖Fig.8 Axial failure of specimen

圖9 壓制拉裂破裂示意圖Fig.9 Schematic diagram of cracking and cracking

圖10 脆性玄武巖聲發(fā)射試驗Fig.10 Laboratory AE monitoring for intact brittle basalt

圖11 脆性巖石臨界破裂強度特征Fig.11 Critical fracture strength characteristics of brittle rock

室內單軸試驗成果表明，玄武巖的單軸抗壓強度σc較大，其值約為70～90 MPa。如圖7所示為巖樣在單軸壓縮試驗后的破壞形態(tài)，其破裂面主要與加載方向平行，屬于壓致拉裂破壞(見圖9)，與片幫形成、破壞模式類似[3]。片幫為高地應力、硬脆性巖體中常見的一種破壞，表現為巖體的片狀或者板狀剝落。聲發(fā)射試驗表明，當軸向荷載約為40 MPa時，巖石試件內部開始破裂，使試件聲發(fā)射事件數明顯增多，(見圖10)，由此可以推斷該玄武巖試件的臨界破裂強度為40 MPa。

白鶴灘左岸地下主廠房玄武巖，根據室內力學試驗及前人研究成果，可以將σ1-σ3>0.4σc定義為巖石的臨界破裂點[13,14]。當洞室的應力大于巖石臨界破裂點時，則可能發(fā)生圍巖應力型破壞，按照嚴重程度可以分為：損傷、破裂、片幫、巖爆等。

2.2 左岸主廠房拱頂片幫破壞特征分析

片幫都是發(fā)生在完整或較完整的巖體內，憑據巖體質量劃分依據，巖體片幫破壞主要發(fā)生在Ⅱ、Ⅲ類圍巖之中。不同級別的結構面對片幫發(fā)生的范圍和影響程度不同[11]。層間、層內錯動帶等軟弱地質構造部位片幫揭露較少，此區(qū)域以掉塊為主；硬性、長大裂隙出露部位附近片幫破壞較為發(fā)育，這些區(qū)域應力更易集中，更容易導致片幫(見圖12)。

圖12 下游側拱腳片幫破壞模式Fig.12 Failure mode of lower side arch foot

白鶴灘左岸主廠房開挖、卸荷面近于平行σ3，洞室開挖后主廠房沿著σ3方向卸荷。最大主應力σ1與主廠房洞軸線大角度相交，這樣使得σ1在洞室開挖面切向方向的分力較大；洞室開挖導致切向應力進一步增大，容易造成距開挖面一定范圍內的巖體發(fā)生劈裂破壞，使得巖體較為破碎，圍巖位移量較大。σ1偏向下游，這樣對廠房區(qū)下游側部位圍巖穩(wěn)定性不利[11]。

2.3 左岸主廠房拱頂片幫破壞數值模擬分析

選取Hoek-Brown本構模型，可以準確的考慮深埋洞室圍巖的脆-延-塑性，反映圍壓及破壞后效應[15]。采用Midas數值模擬(Hoek-Brown破壞準則)對主廠房分層開挖進行數值模擬，得出其位移與應力的關系。

主廠房高度為88.7 m，垂直埋深約260～330 m，洞室的高度與埋深比值較大，因此由不同埋深造成的應力差異是不能忽視的，同時考慮河谷應力場的影響。因此，模型應該考慮整個山體的應力狀態(tài)，而不僅僅只考慮單一的初始地應力場和洞室影響范圍內的圍巖。模型如圖13所示。

圖13 主廠房數值模擬模型圖Fig.13 Numerical model of the main houses axes

2.3.2 邊界條件設置

位移邊界條件：①左側邊界(河谷位置)為x軸方向位移固定邊界；②模型底部為y軸方向位移固定。

荷載條件：①力邊界條件：以水平荷載作用在右側邊界上，從而模擬水平構造應力，按實測數據擬合得到水平荷載線性關系：Px=65 000-5.5y(模型底面y=0，右側坡頂y=1 000)。②巖體自重荷載：按玄武巖巖石重度2.7～2.9 g/cm3的試驗數據，設置模型重度為2.7 g/cm3，重力加速度為9.81 m/s2。

2.3.3 巖石本構關系及參數選擇

(1)破壞前線彈性關系顯著：玄武巖的應力應變具有較好的線性關系，在中低壓的循環(huán)加載中表現出良好的線彈性性質，只有在臨近破壞的極小范圍內出現非線性性質。

(2)變形時間效應不明顯：根據現場圍巖位移監(jiān)測數據，洞室每次開挖后變形在較短的時間內達到穩(wěn)定，因此可以不考慮其蠕變效應。

1）定干。定干高度依據苗木情況，如果肥水條件良好，可以在苗木最頂端飽滿芽處定干。如果肥水條件不好，就要低定干，確保苗木成活。頂芽萌動時，在苗木距地面70 cm以上部分涂抹6-BA，促使主干多發(fā)分枝、細枝，當年發(fā)枝量達到12～18個為好。

數值模擬模型將玄武巖考慮為線彈性變形材料，破壞準則選擇Hoek-Brown經驗準則，相關材料參數如表2所列。

(1)

注：m，s為Hoek-brown準則中的經驗參數；m′，s′表示巖石的殘余Hoek-brown強度參數。

2.3.4 數值模擬結論分析

若規(guī)定拉應力為正、壓應力為負，通過考察最大主應力的分布可得有無拉應力(出現正值的區(qū)域有拉應力，若全為負值則所有巖體處于受壓狀態(tài))。主廠房第一層開挖：壓應力分布：由最小主應力計算結果(圖16)，最大壓應力集中區(qū)域(圖17)在拱頂偏上游位置(其應力值為43～54 MPa)和開挖底面靠下游邊墻的小范圍區(qū)域(其應力值為63～78 MPa)。由于邊墻與開挖面的垂直關系造成應力奇點，在小范圍內有極高的應力集中(特別是下游邊墻底部)，可能使得圍巖產生片幫剝落(如圖18)。

拱頂片幫破壞現象，數值模擬結果與現場實際情況一致。針對該種情況，應該注意上游側拱頂、下游側拱腳處支護處理。

圖14 左岸主廠房第一層開挖圍巖片幫破壞[3] Fig.14 Relationship between stress controlled or stress-structure controlled failure and principal stress during first layer excavation of left underground chamber [3]

圖15 左岸主廠房第一層開挖混凝土噴層剝落Fig.15 Exfoliation of concrete shotcrete in the first floor of the main building on the left bank

圖16 最小主應力分布圖(第一層開挖)Fig.16 Minimum principal stress distribution diagram(First floor excavation)

圖17 最大主應力分布圖(第一層開挖)Fig.17 Maximum principal stress distribution diagram(First floor excavation)

3 洞室開挖巖壁梁變形分析

3.1 左岸主廠房監(jiān)測設備布置介紹

白鶴灘左岸主廠房布置有位錯計、錨桿應力計、多點位移計、滑動測微孔等。地下洞室開挖后，洞室周邊巖體發(fā)生位移。一般表現為拱頂下沉，邊墻向臨空面收斂。斷面的多點位移計布置形式如圖18(以左岸地下廠房3號機組，即0+77斷面為例)[17]。

圖18 多點位移計監(jiān)測布置示意圖(單位：m)Fig.18 A schematic diagram of monitoring and layout of a multi point displacement meter

3.2 洞室開挖巖壁梁的變形分析

左岸主廠房不同位置圍巖位移量如下圖，左0-10；左0+228附近圍巖位移量大，結合地下廠房軸線巖體質量分區(qū)圖分析，左0-10巖體質量較差，同時該處存在斷裂構造，該處洞室開挖圍巖位移量大；左0+228處，巖體質量較好，但是該處地質構造發(fā)育，存在多條斷裂、錯動帶，導致該處洞室開挖圍巖位移量大。對比可以得出巖體自身結構對洞室開挖圍巖變形影響更大。

左岸主廠房分層開挖使得圍巖表現為時效變形特征。圍巖受到洞室分層開挖的影響，圍巖變形量在施工期間變形呈：“臺階狀”上升趨勢，洞室各層開挖結束后，隨著支護措施、開挖作業(yè)面遠離，圍巖的變形量增長速率減緩，并且趨于穩(wěn)定[18-20]。

玄武巖是脆性巖石，圍巖變形隨著開挖完成后在短時間內變形完成，(如圖21)，幾乎沒有變形延后效應，因為洞室開挖短時間內圍巖的變形問題是需要我們著重考慮研究的。

圖19 左岸地廠上游巖壁梁距開挖面不同深度圍巖變形圖Fig.19 Deformation map of surrounding rock at different depths of rock face from upstream Bank of left bank

圖20 地下廠房軸線巖體質量分區(qū)(單位：m)Fig.20 Quality division of rock mass on the axis of Underground Powerhouse

圖21 圍巖位移時序過程線Fig.21 surrounding rock displacement sequence process line

圖22 實測第三層開挖位移Fig.22 Measured excavation displacement of third layers

圖23 第三層開挖位移云圖Fig.23 The first three layer excavation displacement nephogram

主廠房第三層開挖后，上、下游巖壁梁圍巖位移量明顯增加，下游巖壁梁圍巖的位移量18 mm大約是上游巖壁梁的3倍。由于上下游巖壁梁暴露在開挖層位內，使得上、下游巖壁梁處圍巖向臨空面方向卸荷，圍巖位移量增值較大。需要對其進行支護處理。避免變形進一步加速變化。

白鶴灘左岸主廠房分層開挖完成后，邊墻部位為應力松弛區(qū)。洞室開挖過程中，巖壁梁應力集中，由于左岸主廠房的軸線方向N20°E與最大主應力近N-S方向小角度相交，廠房開挖斷面的破壞形式主要由中間應力(傾向河谷，傾角2°～11°)和最小主應力共同影響。以主廠房第三層開挖為例：

圖24 最小主應力分布圖(第三層開挖)Fig.24 Minimum principal stress distribution diagram(Third layer excavation)

圖25 最大主應力分布圖(第三層開挖)Fig.25 Maximum principal stress distribution diagram(Third layer excavation)

主廠房第三層開挖后，壓應力分布：由最小主應力計算結果(圖24)，最大壓應力集中區(qū)域(圖25中紅色位置)在拱頂偏上游位置(其應力值為63～68 MPa)和開挖底面靠下游邊墻的小范圍區(qū)域(其應力值為73～84 MPa)。

4 洞室開挖邊墻塊體穩(wěn)定性分析

洞室開挖，由于開挖臨空面的影響，與巖體原生裂隙面共同組合成塊體邊界，可能導致淺層邊墻的塊體失穩(wěn)破壞。

4.1 洞室開挖邊墻變形分析

白鶴灘水電站左岸主廠房開挖揭露范圍內，存在一條延伸很遠的軟弱層間錯動帶C2(位于第四開挖層內)，C2使得高邊墻圍巖位移量大大增長；使揭露范圍內的巖體發(fā)生塊體破壞。

下游邊墻圍巖變形量普遍大于上游邊墻圍巖的變形量，其變形量約為其3倍；上、下游邊墻圍巖位移量明顯增加，圍巖位移量增值較大，可能出現邊墻淺層塊體掉落現象。

圖26 實測第四層開挖位移Fig.26 The displacement diagram of first four layer excavation

4.2 洞室開挖邊墻塊體破壞模式分析

以主廠房第4層開挖為例。上、下游邊墻具有不同的塊體失穩(wěn)破壞模式。主廠房的優(yōu)勢節(jié)理方位和節(jié)理特征如表3所示。

表3 工作區(qū)優(yōu)勢節(jié)理產狀[7]Tab.3 Work area advantage joint production[7]

(3)

式子：α為巖層層面傾角；σ1為圍巖切線方向應力；σ3為圍巖法線方向應力；τ為巖層層面剪應力；σn為巖層層面正應力。

巖層面的法向壓應力隨開挖面法向應力的卸載而逐漸減小，而且?guī)r層傾角越大減小得越快；巖層面的切向剪應力隨開挖面法向應力的卸載逐漸增大，而且?guī)r層傾角越大增大得相對較快。

廠房區(qū)巖層面傾角較緩(平均小于20°)，開挖卸荷主要增加巖層面法向壓縮應力，而切向剪應力增大相對較小，對于下游邊墻(巖層順向)，迅速增大的法向壓縮應力使得層面的抗剪切應力增高，易發(fā)生張裂破壞[21]，其塊體破壞的可能性較小；對于上游邊墻(巖層反向)，過大壓應力容易使得巖層折斷，在陡傾裂隙的作用下形成塊體，失穩(wěn)破壞，可能性較大。

圖27 洞室上、下游邊墻形成塊體示意圖Fig.27 Block diagram of the wall formation of the upper and lower side walls of a cavern

圖28 洞室下游邊墻塊體破壞示意圖Fig.28 A schematic diagram of block failure in the downstream wall of a cavern

4.3 洞室開挖邊墻塊體穩(wěn)定性分析

下游邊墻處塊體實測三組節(jié)理的產狀：節(jié)理1:流層面節(jié)理，140°∠25°；節(jié)理2：X型共軛節(jié)理，120°∠82°；節(jié)理3：X型共軛節(jié)理，50°∠80°。

上游邊墻處塊體實測三組節(jié)理的產狀：節(jié)理1:流層面節(jié)理，130°∠20°；節(jié)理2：X型共軛節(jié)理，310°∠83°；節(jié)理3：X型共軛節(jié)理，45°∠80°。

圖29 下游邊墻典型不穩(wěn)定塊體Fig.29 Typical unstable block of downstream side wall

塊體沿著流層面節(jié)理發(fā)生滑動，取該結構面抗剪強度參數綜合取值tanφ為0.45～0.6，C為0。

圖30 上游邊墻典型不穩(wěn)定塊體Fig.30 Typical unstable block of upstream side wall

(4)

將參數帶入公式(4)，下游邊墻處塊體的抗滑穩(wěn)定性系數為：1.2～1.6，該塊體的穩(wěn)定性系數較差，易發(fā)生塊體滑動破壞；上游邊墻處塊體的抗滑穩(wěn)定性系數為：0.9～1.2，該塊體的穩(wěn)定性系數很差，易發(fā)生塊體滑動破壞，上游邊墻處發(fā)生塊體滑動的可能性大于下游邊墻處。

5 結 論

白鶴灘水電站左岸主廠房洞室開挖后，通過現場勘查、監(jiān)測分析、室內力學試驗、數值模擬等手段對各種圍巖破壞類型進行分析研究，得出結論如下。

(1)圍巖在河谷高地應力條件下局部產生破裂、片幫、弱巖爆。下游側拱腳、偏上游側頂拱應力集中，圍巖變形較大，片幫發(fā)育。

(2)巖壁梁圍巖變形量沿軸線差異巨大，巖體質量差、斷裂結構發(fā)育的位置其變形量較大。

(3)巖壁梁部位由于應力集中產生較大變形。由于應力方向的差異導致下游巖壁梁應力更加集中。洞室第三層開挖后，下游巖壁梁圍巖的位移量為18 mm，大約是上游巖壁梁的三倍。

(4)層間軟弱帶C2處巖體破碎，圍巖變形量顯著增大，且有淺層塊體失穩(wěn)破壞現象，上游邊墻處塊體穩(wěn)定性小于下游邊墻處塊體的穩(wěn)定性。

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