板巖區(qū)地下廠(chǎng)房洞室群圍巖穩(wěn)定性研究

李雯靜，任旭華，張繼勛，魏 鵬

(河海大學(xué)水利水電學(xué)院，江蘇 南京 210024)

0 引 言

板巖屬于軟巖的一種，地下工程在施工過(guò)程中穿越板巖巖層是無(wú)法避免的技術(shù)難題，針對(duì)板巖特性研究，學(xué)者們做了諸多的工作。孫會(huì)想[1]基于白鶴灘水電站左岸尾水連接管洞室群，利用500 μm顯微鏡觀察及室內(nèi)力學(xué)試驗(yàn)，對(duì)應(yīng)力型破壞的圍巖結(jié)構(gòu)面的機(jī)理進(jìn)行分析，并提出相應(yīng)舉措。侯國(guó)強(qiáng)[2]從軟巖隧道大變形特征和施工技術(shù)方面，針對(duì)斜井變形情況進(jìn)行研究，并提出錨桿工藝改進(jìn)方法。李慶松[3]采用有限元與離散元耦合的連續(xù)-非連續(xù)方法，對(duì)不同結(jié)構(gòu)面傾角的碳質(zhì)板巖中隧道的施工進(jìn)行模擬，分析碳質(zhì)板巖的受力和變形破壞特性。崔光耀等[4]針對(duì)麗香鐵路中義隧道出口平導(dǎo)玉龍雪山西麓斷裂破碎帶開(kāi)展了圍巖大變形控制措施現(xiàn)場(chǎng)試驗(yàn)研究。夏玉云等[5]對(duì)某水電站引水隧洞粉砂質(zhì)板巖段洞室變形破壞特征進(jìn)行分析。以上研究都體現(xiàn)出板巖是巖體中受力最差的區(qū)域，力學(xué)強(qiáng)度較低，遇水軟化，在施工過(guò)程中極易造成掌子面失穩(wěn)、圍巖坍塌。因此，對(duì)板巖區(qū)地下廠(chǎng)房洞室群的圍巖穩(wěn)定性研究非常必要。

基于此，本文依托某大型水電站工程，采用橫觀各向同性彈性模型和遍布節(jié)理塑性模型相結(jié)合的的方法，針對(duì)地下廠(chǎng)房局部穿越板巖地層圍巖穩(wěn)定性進(jìn)行模擬研究，確定合理的支護(hù)措施，改善圍巖穩(wěn)定狀態(tài)，分析板巖在襯砌施加之前初支效果，可為板巖地層中地下洞室布置原則和正確合理的開(kāi)挖支護(hù)方式提供參考。

1 工程地質(zhì)概況

某水電站位于金沙江上游，發(fā)電廠(chǎng)房布置在右岸山體內(nèi)，廠(chǎng)房?jī)?nèi)布置4臺(tái)單機(jī)容量600 MW的水輪發(fā)電機(jī)組。工程區(qū)右岸山體雄厚，岸坡整體齊整。地下廠(chǎng)房縱軸線(xiàn)方向?yàn)镹32°W，主廠(chǎng)房與主變室平行布置，2大洞室間巖柱厚45 m。主廠(chǎng)房開(kāi)挖尺寸為207.3 m×28.4 m×74.95 m(長(zhǎng)×寬×高)，垂直埋深為120～270 m，側(cè)向最小埋深為90 m；主變室開(kāi)挖尺寸為147 m×20 m×35.5 m(長(zhǎng)×寬×高)，垂直埋深為70～155 m，側(cè)向最小埋深為60 m。

圖1 右岸工程區(qū)亞層板巖平切面

2 數(shù)值模型建立

2.1 計(jì)算模型與材料參數(shù)

建立三維數(shù)值計(jì)算模型，x軸為垂直主廠(chǎng)房軸線(xiàn)的方向；y軸為順主廠(chǎng)房軸線(xiàn)方向，z軸為垂直向上為正。模型整體長(zhǎng)600 m，寬600 m，高800 m，模型包括主廠(chǎng)房、主變室、母線(xiàn)洞、尾水閘室以及尾水洞。前期采用Hypermesh軟件得到用于計(jì)算的網(wǎng)格模型，邊界條件設(shè)置為山體底部施加固定約束，頂部為自由邊界，四周施加法向約束。計(jì)算網(wǎng)格節(jié)點(diǎn)數(shù)為249 631個(gè)，單元數(shù)260 227個(gè)。三維數(shù)值計(jì)算模型見(jiàn)圖2。

圖2 三維數(shù)值計(jì)算模型

巖體力學(xué)參數(shù)的選取對(duì)數(shù)值模擬計(jì)算分析具有重要意義。洞室圍巖以III類(lèi)灰?guī)r為主，板巖圍巖類(lèi)別為IV1類(lèi)。根據(jù)室內(nèi)巖石和現(xiàn)場(chǎng)巖體力學(xué)試驗(yàn)等實(shí)測(cè)資料，巖體力學(xué)參數(shù)取值見(jiàn)表1。工程區(qū)灰?guī)r地層采用M-C屈服強(qiáng)度。針對(duì)板巖層狀巖體本構(gòu)關(guān)系的確定，本文采用橫觀各向同性彈性模型和遍布節(jié)理塑性模型相結(jié)合的方法進(jìn)行分析，該模型能夠模擬層狀結(jié)構(gòu)的材料并考慮分層方向的滑動(dòng)條件。

表1 巖石力學(xué)參數(shù)

2.2 計(jì)算方案及支護(hù)結(jié)構(gòu)模擬

地下廠(chǎng)房洞室群本著從上而下、水平成層開(kāi)挖的基本原則，順序開(kāi)挖。擬定地下洞室群的開(kāi)挖共分9級(jí)進(jìn)行，分步開(kāi)挖順序見(jiàn)圖3。圖3中，1～9為開(kāi)挖步序。

圖3 地下洞室分期開(kāi)挖示意(高程：m)

地下廠(chǎng)房初期支護(hù)形式為普通砂漿錨桿+錨索+噴混凝土層支護(hù)方案[6]，灰?guī)r洞段采用直徑32 mm、長(zhǎng)9 m和直徑28 mm、長(zhǎng)6 m梅花樁布置形式的砂漿錨桿；板巖洞段增加支護(hù)強(qiáng)度，采用直徑32 mm、間距為1.2 m×1.2 m、長(zhǎng)12 m的砂漿錨桿。頂拱及板巖區(qū)域施加2 000 kN預(yù)應(yīng)力錨索。數(shù)值模擬中，錨桿和錨索采用Cable單元進(jìn)行模擬，鋼架按梁?jiǎn)卧M(jìn)行模擬。選用C25混凝土噴20 cm鋼纖維混凝土，混凝土噴層采用實(shí)體單元進(jìn)行模擬。支護(hù)措施見(jiàn)圖4。

圖4 主廠(chǎng)房和主變室錨桿支護(hù)

根據(jù)模型加載反演得到的初始地應(yīng)力場(chǎng)，分2種工況進(jìn)行模擬：第1種是毛洞開(kāi)挖，即地下洞室開(kāi)挖達(dá)到平衡后的應(yīng)力變形狀態(tài)，不采取支護(hù)措施圍巖的穩(wěn)定性；第2種是根據(jù)擬定支護(hù)方案施加支護(hù)措施，即開(kāi)挖1層立即施加支護(hù)。

2.3 初始地應(yīng)力場(chǎng)

初始應(yīng)力場(chǎng)是影響地下洞室圍巖變形和破壞的重要影響因素，在模擬研究洞室開(kāi)挖前必須進(jìn)行初始地應(yīng)力平衡。由實(shí)測(cè)數(shù)據(jù)看出，主廠(chǎng)房埋深為270 m，最大主應(yīng)力接近于水平，數(shù)值為6～9 MPa。由此可知，該廠(chǎng)區(qū)的地應(yīng)力場(chǎng)是構(gòu)造應(yīng)力場(chǎng)和自重應(yīng)力場(chǎng)疊加的復(fù)合地應(yīng)力場(chǎng)。采用魏鵬等[7]提出的改進(jìn)的多元回歸方法對(duì)廠(chǎng)區(qū)地應(yīng)力進(jìn)行反演計(jì)算，根據(jù)反演結(jié)果，σz>σx>σy，表現(xiàn)為σz、σx應(yīng)力數(shù)值相對(duì)較大。應(yīng)力值分布基本隨著埋深而增大，洞室群中部附近的σx應(yīng)力約6 MPa，σz應(yīng)力約為8 MPa，主應(yīng)力值在斷層和板巖巖層處出現(xiàn)彎折。

3 計(jì)算成果分析

3.1 毛洞開(kāi)挖結(jié)果分析

3.1.1 圍巖變形

圍巖表現(xiàn)為因洞室開(kāi)挖造成向臨空面產(chǎn)生卸載回彈變形。圖3為2號(hào)機(jī)組典型斷面開(kāi)挖位移云圖，位移值“+”為豎直向上，“-”為豎直向上。從圖5可知，圍巖的位移變化規(guī)律相似，整體表現(xiàn)為洞室拱頂下降，底板向上拱起，洞室邊墻向洞室內(nèi)部移動(dòng)，并且隨著洞室的開(kāi)挖，洞室拱頂及邊墻位移隨著開(kāi)挖不斷增大。洞室群開(kāi)挖完成后，主廠(chǎng)房邊墻上游最大位移出現(xiàn)在2號(hào)機(jī)組段上游墻中點(diǎn)處，為22.2 mm，下游邊墻最大位移出現(xiàn)在1號(hào)機(jī)組段下游墻中點(diǎn)處，為23.7 mm，頂拱沉降量為27.6 mm，底拱隆起量為23.6 mm；主變室位移一般相對(duì)較小，主變室頂拱最大位移為21.1 mm，底拱隆起量為19 mm，上、下游邊墻最大位移出現(xiàn)在1號(hào)母線(xiàn)洞斜上方高程2 034 m處，分別為9.2、22.3 mm。

圖5 2號(hào)機(jī)組典型斷面開(kāi)挖洞周?chē)鷰r位移云圖

洞室沿著板巖傾向方向出現(xiàn)位移大變形，主要是因?yàn)榘鍘r為軟質(zhì)巖體，薄層結(jié)構(gòu)，層間以鈣質(zhì)、泥質(zhì)膠結(jié)，粘聚力差，工程力學(xué)性質(zhì)差，受到擾動(dòng)時(shí)極易產(chǎn)生沿結(jié)構(gòu)面的變形。

3.1.2 圍巖應(yīng)力

毛洞開(kāi)挖2號(hào)機(jī)組典型斷面最小、最大主應(yīng)力云圖見(jiàn)圖6。從圖6可知，進(jìn)行第1期開(kāi)挖時(shí)，主廠(chǎng)房和主變室兩側(cè)拱腳處均出現(xiàn)不同程度的壓應(yīng)力集中現(xiàn)象；隨著洞室開(kāi)挖深度的增加以及開(kāi)挖范圍的擴(kuò)大，圍巖應(yīng)力不斷增加。洞室開(kāi)挖完成后，隨著圍巖卸載變形引起洞周?chē)鷰r損傷松動(dòng)，廠(chǎng)房頂拱、底拱、上下游邊墻以及洞室交匯處均出現(xiàn)拉應(yīng)力集中現(xiàn)象，最大主應(yīng)力為0.8 MPa；引水隧洞附近存在應(yīng)力集中，最小主應(yīng)力為17 MPa。

圖6 毛洞開(kāi)挖2號(hào)機(jī)組典型斷面應(yīng)力云圖

3.1.3 圍巖塑性區(qū)

2號(hào)機(jī)組典型斷面塑性應(yīng)變?cè)隽吭茍D見(jiàn)圖7。從圖7可知，塑性破壞區(qū)的分布主要是在開(kāi)挖面附近，破壞類(lèi)型主要是以剪切塑性破壞為主。①在開(kāi)挖過(guò)程中，板巖穿過(guò)的部位首先出現(xiàn)塑性變形，并在此基礎(chǔ)上開(kāi)展。從結(jié)果上來(lái)看，板巖穿過(guò)的地方發(fā)生剪切破壞變形，2大洞室之間出現(xiàn)上部塑性區(qū)貫通，需重點(diǎn)加強(qiáng)支護(hù)。②隨著開(kāi)挖的進(jìn)行，塑性區(qū)體積不斷增加，總體積為14萬(wàn)m3。③開(kāi)挖結(jié)束后，塑性區(qū)深度一般為4～10 m，上游邊墻塑性區(qū)最大深度為13 m，主變室頂拱塑性區(qū)深度為2 m。可見(jiàn)，塑性區(qū)深度已經(jīng)超過(guò)了錨桿長(zhǎng)度范圍之外。

圖7 2號(hào)機(jī)組典型斷面塑性應(yīng)變?cè)隽吭茍D

此外，在洞室開(kāi)挖初期，廠(chǎng)房頂拱基本上已經(jīng)形成了塑性破壞區(qū)，且不會(huì)因底板開(kāi)挖而不斷增大，后期的開(kāi)挖也不會(huì)對(duì)破壞類(lèi)型造成影響。邊墻的塑性破壞區(qū)域和高度成正比，即隨著邊墻高度的增加，塑性破壞區(qū)深度也隨之不斷增加；隨著母線(xiàn)洞和尾水隧洞的開(kāi)挖，2個(gè)洞室相交部位臨空面加大，相應(yīng)部位塑性破壞區(qū)加大。

3.2 支護(hù)效果分析

3.2.1 圍巖變形

頂拱及下游圍巖最大位移隨開(kāi)挖步數(shù)變化對(duì)比見(jiàn)圖8。從圖8可知，施加支護(hù)后，頂拱沉降量為24.1 mm，降低了87.3%；底拱隆起量為22.1 mm，降低了94%。總體看，主廠(chǎng)房位移變形量隨著開(kāi)挖深度增加而增加；支護(hù)措施對(duì)主廠(chǎng)房位移量控制更加明顯；對(duì)比無(wú)支護(hù)和支護(hù)結(jié)果，主洞室整體位移量是減少的，說(shuō)明支護(hù)體系的建立能夠有效的限制圍巖變形。

圖8 洞周?chē)鷰r位移變形量

3.2.2 圍巖應(yīng)力

相較于無(wú)支護(hù)，施加噴錨支護(hù)后，主廠(chǎng)房圍巖最大應(yīng)力量值變化不大，但在洞室交叉部位應(yīng)力集中程度有所緩解。圖9為支護(hù)施加后2號(hào)機(jī)組典型斷面最小、最大主應(yīng)力云圖。從圖9可以看出，開(kāi)挖完成后，引水隧洞附近有應(yīng)力集中現(xiàn)象，最小主應(yīng)力為16.8 MPa，比毛洞開(kāi)挖降低了0.8 MPa；主廠(chǎng)房拱座、上游邊墻以及洞室交匯處最大主應(yīng)力均在0.5 MPa左右，比毛洞開(kāi)挖有所降低。

圖9 支護(hù)施加后2號(hào)機(jī)組典型斷面應(yīng)力云圖

3.2.3 圍巖塑性區(qū)

施加支護(hù)后，洞周?chē)鷰r塑性區(qū)整體變化規(guī)律和毛洞開(kāi)挖方案基本相同，但分布范圍較毛洞開(kāi)挖有一定程度的減少，主廠(chǎng)房側(cè)墻、引水隧洞、洞室交匯處等部位的塑性區(qū)減少較為明顯，上游側(cè)邊墻塑性區(qū)深度減少5 m，在錨桿長(zhǎng)度范圍之內(nèi)。

塑性區(qū)體積隨開(kāi)挖變化見(jiàn)圖10。從圖10可知，塑性區(qū)體積隨開(kāi)挖增大。但相較于無(wú)支護(hù)時(shí)整體破壞體積減少，從未支護(hù)的14萬(wàn)m3到實(shí)施之后的12.5萬(wàn)m3，明顯減弱了洞室圍巖的變形破壞能力，說(shuō)明支護(hù)系統(tǒng)對(duì)圍巖穩(wěn)定有促進(jìn)作用。

圖10 塑性區(qū)體積隨開(kāi)挖變化

3.2.4 支護(hù)體系受力特征

編寫(xiě)fish提取錨桿應(yīng)力，洞室群錨桿受力見(jiàn)圖11。根據(jù)GB 50086—2015《巖土錨桿與噴射混凝土支護(hù)工程技術(shù)規(guī)范》[8]，按照鋼筋受拉強(qiáng)度設(shè)計(jì)值確定錨桿的抗拉強(qiáng)度設(shè)計(jì)值為300 MPa。總體來(lái)看，錨桿應(yīng)力值都在正常值范圍內(nèi)，但部分錨桿受力較大，其應(yīng)力值已經(jīng)接近抗拉強(qiáng)度，基本上位于頂拱區(qū)域附近以及板巖區(qū)高邊墻區(qū)域的錨桿受力較大，與圍巖變形破壞部位相對(duì)應(yīng)，應(yīng)重點(diǎn)加強(qiáng)。

圖11 洞室群錨桿受力

4 結(jié) 語(yǔ)

本文采用基于橫觀各向同性彈性模型和遍布節(jié)理塑性模型相結(jié)合的方法，以某水電站地下洞室群為例，對(duì)穿板巖地層圍巖穩(wěn)定性進(jìn)行研究，得到以下結(jié)論：

(1)本文計(jì)算模型能很好地模擬板巖層狀各向異性力學(xué)特性。

(2)開(kāi)挖完成后，位移變形量：主廠(chǎng)房>主變室、拱頂>邊墻；板巖穿過(guò)的區(qū)域首先出現(xiàn)塑性破壞，塑性區(qū)深度已超出正常錨桿長(zhǎng)度。

(3)施加支護(hù)后，塑性區(qū)深度在錨桿長(zhǎng)度控制范圍內(nèi)，支護(hù)方案能有效控制板巖段圍巖變形。