大跨度地下廠房頂拱層支護時機數(shù)值模擬研究

孟 真，蘇 超，付 東，李 碩

(河海大學水利水電學院，江蘇 南京 210024)

0 引 言

洞室圍巖穩(wěn)定性是地下工程建設過程中需要重點關注的問題，如何選擇合適的時機施作支護對于維持地下巖體穩(wěn)定有重要意義。新奧法是現(xiàn)代地下工程支護設計的基本理念，即充分發(fā)揮圍巖自承能力，及時施作錨桿和噴射混凝土等薄層柔性結構，起到加固圍巖、控制變形的作用。支護過早，圍巖自承能力未得到發(fā)揮，支護承壓過大；支護過遲，圍巖易變形過度而失穩(wěn)破壞，支護未發(fā)揮有效作用[1]。因此，研究確定初期支護的最佳時機，可以達到保障施工安全和降低支護成本的雙重目的。學術界從現(xiàn)場監(jiān)測資料、巖石理論公式和數(shù)值模擬分析等入手，對如何確定最佳支護時機展開深入探索。支護時機主要有2種表述方式：一是廠房某處圍巖施作支護的最佳時間；二是開挖面與支護施作斷面的距離[2]。趙旭峰等[3]將現(xiàn)場實測數(shù)據(jù)與數(shù)值模擬結果進行比較驗證，得出深部軟巖隧道施工過程中的時空變化規(guī)律；王小軍[4]借助經(jīng)驗公式法及數(shù)值模擬法，分析某隧洞開挖支護過程中圍巖的變形規(guī)律；楊建平等[5]結合小凈距隧道的施工特點，利用有限元軟件ABAQUS研究小凈距隧道在不同荷載釋放比例下施作支護對圍巖穩(wěn)定性的影響；李術才等[6]通過數(shù)值分析及模型試驗，研究臺階法開挖過程中隧道主要特征點的荷載變化規(guī)律；白琦等[7]基于三維彈塑性損傷模型，研究開挖荷載釋放率增大和掌子面向前推進時的圍巖變形規(guī)律；蘇凱等[8]以開挖荷載釋放率和掌子面與監(jiān)測斷面間的距離為控制參數(shù)，提出基于位移完成率的最佳初次支護時機選擇方法。

上述研究對分析開挖支護過程中的圍巖變形規(guī)律起到了重要的推動作用，但目前對于初期支護時機的分析仍停留在定性階段，未能提供具體可靠的選擇方法指導工程實踐。為此，本文基于巖石材料非線性本構關系，利用ABAQUS建立某抽水蓄能電站地下廠房三維數(shù)值模型，將掌子面與分析斷面的距離作為主要控制變量，分析不同時間施加支護對圍巖穩(wěn)定的影響，從而確定可以兼顧穩(wěn)定性和經(jīng)濟性的最佳初期支護時機，達到維持圍巖穩(wěn)定、降低施工成本的目的，為同類工程建設提供定量參考。

1 模型建立

1.1 工程概況

某抽水蓄能電站總裝機容量為1 500 MW，額定發(fā)電水頭642 m。樞紐建筑物由上水庫、下水庫、水道系統(tǒng)、地下廠房系統(tǒng)和地面開關站等組成，采用中部布置方式。地下廠房開挖尺寸為173 m×25.8 m×57.5 m(長×寬×高)，廠房頂拱開挖高程1 304.5 m。廠區(qū)內(nèi)發(fā)育有5條對圍巖穩(wěn)定有影響較大的斷層，主要由糜棱巖和碎裂巖組成，其中有2條SW向斷層(F67、F79)、2條NE向斷層(F71、F96)和1條NW向斷層(F88)。F71、F96斷層在廠房頂拱處破碎帶較寬，影響寬度約為1 m。廠房洞室圍巖類別以Ⅱ～Ⅲ類為主，局部斷層帶為Ⅳ類。頂拱層開挖區(qū)與斷層相對位置見圖1。

圖1 頂拱層開挖區(qū)與斷層相對位置

1.2 有限元三維模型

主廠房軸線方向為X軸，指向副廠房方向為正；垂直于主廠房軸線水平方向為Y軸，指向主變室方向為負；豎直方向為Z軸，向上為正。計算模型的范圍邊界為：①上、下游向邊界。從地下廠房洞室上游邊墻向上游延伸200 m，從尾閘室下游邊墻向下游延伸300 m。②廠房軸線方向邊界。從地下廠房兩端的1、2號通風機室的左、右端墻向兩側延伸200 m。③鉛直向邊界。上至地表，下至高程1 100 m。除山體頂部為自由邊界外，四周施加法向約束，山體底部施加3個方向約束。本次數(shù)值模擬的基本假定為：①工程巖體按各向同性、非線性材料考慮。②不考慮溫度荷載、地震荷載和地下水的影響。③僅模擬初期支護。計算網(wǎng)格節(jié)點數(shù)為239 813個，單元數(shù)為1 208 694個，為四面體10節(jié)點單元。本次數(shù)值模擬分析使用ABAQUS通用有限元程序，基于Mohr-Coulomb屈服準則，混凝土襯砌采用殼單元模擬，錨桿采用桿單元模擬。

1.3 初始地應力

根據(jù)抽水蓄能電站廠房區(qū)實測地應力資料，采用最小二乘法進行多元線性回歸分析，反演得到計算區(qū)域的初始地應力場回歸方程為

σ地=1.06σ自+5.05σX+6.82σY+0.033σXY

式中，σ地為初始地應力場；σ自為自重應力；σX、σY分別為X、Y方向的水平擠壓構造應力；σXY為XY平面內(nèi)的剪切應力。計算區(qū)域初始地應力場分布范圍見表1。

表1 計算區(qū)域初始地應力場發(fā)布范圍 MPa

1.4 計算參數(shù)及計算工況

根據(jù)洞室圍巖地質(zhì)勘探資料，參照工程巖體分級參數(shù)，本次數(shù)值分析采用的巖體及支護材料的力學參數(shù)見表2。

表2 巖體及支護材料基本物理力學參數(shù)

本次研究僅模擬主廠房頂拱層開挖過程，分別考慮掌子面與支護施作位置的距離Xdel=5、10、15、20、25、30 m時頂拱層圍巖的穩(wěn)定狀態(tài)。頂拱層松弛深度取6 m，相應對松弛區(qū)巖體進行力學參數(shù)折減。各工況下頂拱層松弛區(qū)巖體力學參數(shù)見表3。

表3 各工況下頂拱層松弛區(qū)巖體的基本物理力學參數(shù)

地下廠房頂拱跨度27.3 m，開挖過程分3部分進行：中導洞按上下臺階法領先開挖，兩側導洞擴挖跟進。施工過程：開挖上部臺階①→開挖下部臺階②→開挖左右側導洞③。上、下臺階距離15 m，中導洞初期支護閉合后開挖側導洞。上臺階初期支護Ⅰ和側導洞初期支護Ⅱ按照各工況要求在相應時機施作。為便于分析，以3號機組中剖面為分析斷面，在頂拱洞周選取3個關鍵點。分部開挖支護過程及頂拱關鍵點位置見圖2。

圖2 頂拱施工過程及關鍵點位置

2 數(shù)值計算結果與分析

2.1 圍巖位移

開挖過程中分析斷面的拱頂關鍵點的位移變化，各工況下拱頂關鍵點NO.1拱頂豎向沉降見圖3。從圖3可知，隨著掌子面的不斷推進，分析斷面處圍巖變形先后經(jīng)歷變形微小、變形加劇、變形減慢、變形穩(wěn)定4個發(fā)展階段。掌子面距分析斷面15 m左右時，拱頂已開始產(chǎn)生微小沉降；掌子面距分析斷面5 m左右時，沉降速率顯著增大；分析斷面中導洞上部臺階開挖完成后，拱頂沉降速率達到最大值；隨著下部臺階的開挖，拱頂繼續(xù)向下沉降，圍巖變形速率逐漸減小；側導洞開挖完成后，拱頂繼續(xù)向下沉降，但圍巖變形速率顯著減小，拱頂沉降集中在分析斷面前10 m至后25 m左右區(qū)域。

圖3 各工況下拱頂關鍵點NO.1拱頂豎向沉降

各工況下上游拱座關鍵點NO.2橫向變形見圖4。從圖4可知，由于受到中導洞開挖擾動的影響，中導洞掌子面距分析斷面15 m左右時，拱座已開始產(chǎn)生微小收縮；中導洞開挖完成后，拱座收縮變形速率顯著增大；側導洞開挖完成后，拱座收縮變形速率達到最大值；拱座收縮變形集中在分析斷面前20 m至后5 m左右區(qū)域。側導洞掌子面距分析斷面20 m左右時，拱座向外擴張，但量值微小，此后變形基本趨于穩(wěn)定。

圖4 各工況下上游拱座關鍵點NO.2橫向變形

各工況的計算結果對比顯示，隨著初期支護施加時間的不斷滯后，分析斷面的拱頂沉降值和拱座收縮值不斷增大。施加支護后，圍巖變形速率減小。各工況下頂拱關鍵點支護前的最大位移見表4。從表4可知，隨著支護時間的滯后，關鍵點支護前最大位移的量值不斷增大，說明支護過晚對控制圍巖變形作用不大。各工況下拱頂及拱座的最大變形及增幅見表5。從表5可知，與工況1相比，工況2的拱頂沉降值增大2.09%，上、下游拱座收縮值分別增大1.22%、2.85%；其他工況的增長幅度均較小。由此可見，工況1對圍巖變形的控制效果最好。

表4 各工況下頂拱層關鍵點支護前最大位移

圖5 不同工況下頂拱圍巖的塑性區(qū)分布

2.2 圍巖塑性區(qū)

圖5為分析斷面不同工況下頂拱圍巖的塑性區(qū)分布。從圖5可知，頂拱層開挖完成后，拱頂及底板出現(xiàn)塑性區(qū)，最大等效塑性應變出現(xiàn)在拱頂處，拱座部位未出現(xiàn)塑性變形。為維持圍巖穩(wěn)定，建議對底部土體采取臨時加固措施，以增強工程安全性。

圖6為6種工況下頂拱層圍巖塑性區(qū)發(fā)展對比。從圖6可知，隨著支護時間的滯后，頂拱層圍巖的塑性區(qū)發(fā)展深度和最大等效塑性應變均隨之增大。各工況下，拱頂圍巖塑性區(qū)最大發(fā)展深度約為4.95 m，小于錨桿的設計長度8 m，因此在設計支護時可適當減小錨桿長度以降低成本。

圖6 不同工況下頂拱圍巖的塑性區(qū)發(fā)展對比

表6為各工況下拱頂塑性區(qū)面積及增長幅度。從表6可知，與工況1相比，工況2塑性區(qū)面積增大12.37%，其他工況的增長幅度均較小。由此可見，頂拱支護時間越滯后，圍巖塑性區(qū)范圍、最大等效塑性應變量值及塑性區(qū)面積均越大，工況1對控制圍巖塑性變形的效果最為顯著。

表6 各工況下拱頂塑性區(qū)面積及增幅對比

圖7 工況2開挖過程中圍巖壓應力集中區(qū)域分布變化

2.3 圍巖與初期支護結構的受力

根據(jù)不同開挖步圍巖主應力分布云圖可以分析開挖過程中圍巖應力集中區(qū)分布的變化規(guī)律，以工況2為例，中導洞上、下臺階及側導洞開挖結束后圍巖主壓應力分布位置變化見圖7。從圖7可知，上臺階開挖完成后，開挖斷面拐角處出現(xiàn)明顯的壓應力集中，最大壓應力為-27.59 MPa；下臺階開挖完成后，圍巖應力重分布，壓應力集中區(qū)出現(xiàn)在中導洞拐角處，最大壓應力為-33.74 MPa；左右兩側導洞開挖結束后，壓應力集中區(qū)轉移到拱座處，最大壓應力為-36.42 MPa。整個開挖過程中，圍巖的最大壓應力均小于巖體的抗壓強度。

開挖過程中，分析斷面各關鍵點的主壓應力變化見圖8。從圖8可知，掌子面距分析斷面15 m左右時，圍巖受開挖擾動發(fā)生松動，拱頂圍巖主壓應力開始減小，各工況的減小值在1.88 MPa以內(nèi)；掌子面距分析斷面5 m左右時，圍巖應力重分布，分析斷面拱頂圍巖主壓應力增大，主要是由于掌子面朝洞室凈空方向產(chǎn)生縱向水平鼓出變形所導致，但增大值不超過2 MPa；分析斷面開挖完成后，拱頂部位圍巖卸荷松動，主壓應力迅速減小，相較于初始地應力值，最大減幅為51.68%，拱頂圍巖應力調(diào)整的主要位置在分析斷面前15 m至后5 m左右區(qū)域。由于受到中導洞開挖擾動的影響，中導洞開挖面推進到分析斷面時，拱座處圍巖主壓應力開始增大，但量值微小；側導洞開挖完成后，分析斷面拱座處圍巖壓應力顯著增大，相較于初始地應力值最大增幅為120.72%，拱座圍巖應力調(diào)整的主要位置在分析斷面前10 m至后20 m左右區(qū)域。各工況的計算結果對比顯示，支護時間越滯后，拱座處圍巖主壓應力越大。

圖8 各工況下關鍵點主壓應力變化

支護結構受力的總體特征為：襯砌壓應力水平較高區(qū)域主要分布在拱頂處；中導洞支護完成后，初期支護Ⅰ中錨桿的最大拉應力主要出現(xiàn)在拱頂處(圍巖豎向沉降變形最大部位)；全斷面支護完成后，初期支護Ⅰ中錨桿的最大拉應力從拱頂轉移到拱肩處，初期支護Ⅱ中錨桿的最大拉應力也出現(xiàn)在拱肩處(圍巖橫向收縮變形最大部位)。錨桿最大拉應力值集中出現(xiàn)在1 228 959、1 229 400、1 231 694、1 230 204、1 231 689、1 230 338幾個單元處。各工況下最大拉應力錨桿位置見圖9。

圖9 各工況下最大拉應力錨桿位置

表7、8為初期支護結構最大受力情況及降幅對比。從表7、8可知，初期支護施加過遲，錨桿所受的拉力和襯砌所受的壓力均較小，初期支護未充分發(fā)揮作用，不滿足經(jīng)濟性的要求。

表7 各工況下錨桿最大拉應力及降幅

表8 各工況下襯砌最大壓應力及降幅

根據(jù)各工況的計算結果對比顯示，初期支護時間越滯后，襯砌最大壓應力值和錨桿最大拉應力值均越小。說明支護過遲，支護結構未充分發(fā)揮作用。工況1和工況2的支護受力情況與工程實際需要較為符合，實現(xiàn)了兼顧穩(wěn)定性和經(jīng)濟性的理想支護效果。

3 結 語

本文基于非線性有限單元法，以某抽水蓄能電站為工程背景，采用分部開挖法對大跨度水電站地下廠房頂拱層開挖支護過程進行數(shù)值模擬，分析不同支護時機下洞周圍巖的穩(wěn)定性，主要得出以下結論：

(1)不同支護時機下頂拱層圍巖開挖響應的規(guī)律基本一致，拱頂豎向變形較大，應加強支護；分部開挖過程中，中導洞邊墻與拱肩、底板交界處出現(xiàn)明顯的壓應力集中區(qū)，開挖結束后，兩側拱座出現(xiàn)壓應力集中，但均小于巖體的抗壓強度；拱頂部位和底部土體進入塑性狀態(tài)，在開挖過程中應對拱底采取一定的加固措施。

(2)隨著支護時機的滯后，圍巖最終變形量和塑性區(qū)范圍都隨之增大。Xdel從5 m增加至30 m，拱頂豎向沉降值從31.65 mm增長至33.52 mm，最大等效塑性應變從1.735×10-2增長至2.004×10-2。

(3)支護時機對錨桿和襯砌受力影響較大，支護過遲，錨桿最大拉應力和襯砌最大壓應力均較小，表明圍巖已進入自穩(wěn)定狀態(tài)，支護結構未充分發(fā)揮作用。根據(jù)分析結果可知，Xdel位于5～10 m區(qū)段時為最佳支護時段。