流固耦合作用下地下水封洞庫圍巖穩定性分析

韓偉民

(中石化石油工程設計有限公司,山東 東營 257100)

0 引言

石油戰略儲備對于穩定供求關系及保障國家能源安全具有重要意義。國內外主要的石油戰略儲備方式是地下水封石油洞庫,即在具有穩定地下水位的花崗巖等硬巖地層建造大型儲油巖洞,利用圍巖巖壁及孔隙水壓力形成密閉封存空間來儲油[1-3]。自二戰期間起源于瑞典以來,法國、芬蘭、挪威、瑞典、日本、韓國等在花崗巖和片麻巖地層建造了大量的儲油巖洞。國內目前正在開展三期戰略石油儲備基地的工程建設[4-8],且全部采用地下水封洞庫方式。對于這種大斷面、高邊墻、不支護的地下大型巖洞群結構,開挖施工、裂隙水滲流場、軟弱構造帶等因素都會影響其圍巖穩定性,尤其是裂隙水滲流場與開挖卸荷應力場的耦合作用,會導致洞庫圍巖強度弱化,洞室周邊圍巖變形加劇,進而影響洞庫結構局部穩定性[9-10]。以國內某地下水封石油洞庫工程為例,對彈性計算、不考慮流固耦合作用時的彈塑性計算以及考慮流固耦合作用三種條件下的圍巖變形特征進行對比,分析流固耦合作用對圍巖穩定性的影響規律,為地下水封洞庫工程設計及工程建設提供參考。

1 流固耦合理論

數值分析中的流固耦合計算方式分為兩種:一種是滲流場和應力場互不影響獨立計算,數據傳遞是單向的;一種是運算過程中每個時間步都發生滲流場和應力場的互相影響,數據傳遞是雙向的,在這種流固耦合計算模式中,滲流場改變了巖體的初始應力場分布,而初始應力場的改變又造成裂隙形態等變化,從而導致滲透性能的改變。

飽水孔隙介質質點平衡方程見式(1):

(1)

其中,ζ為單位體積孔隙介質的流體體積變化量;M為Biot模量;α為Biot系數;ε為體積應變;β為考慮流體與固體顆粒的熱膨脹系數;T為溫度;t為時間;p為孔隙水壓力。

動量平衡方程見式(2):

(2)

其中,ρ為體積密度;gi(i=1,2,3)為重力加速度的3個分量;vi(i=1,2,3)為介質運動速度在3個方向上的分量。

本構方程見式(3):

Δσij+αΔpδij=Hij(σij,Δξij)

(3)

其中,Δσij為應力增量;Δp為孔隙水壓力增量;δij為Kronecher因子;Hij為給定函數;Δξij為總應變增量。

液體響應方程見式(4):

(4)

應變率和速度梯度的關系見式(5):

(5)

透水邊界條件見式(6):

qn=h(p-pe)

(6)

其中,qn為邊界外法線方向的流速分量;h為滲漏系數;pe為滲流出口處的孔隙水壓力。

2 應力松弛

以往在地下工程開挖的數值計算中普遍采用瞬時開挖法,即設置開挖區域為無任何材料屬性的空模型或者直接刪除區域單元,假設巷道一次性開挖完成,然而地下巖體在開挖過程中會表現出具有時間效應的應力場自平衡特征,模型的直接刪除會產生準慣性效應甚至放大開挖區域圍巖出現的破壞和損傷,因此這種針對開挖過程的概化處理并不符合工程實際。借鑒隧道工程中的應力松弛法,逐漸減小開挖區域的應力、剛度和密度等屬性,使周邊圍巖受到的影響隨時間而逐漸降低,進而模擬真實的地下巖體的逐步開挖過程。在保持邊界條件和材料參數不變的條件下,分別采用瞬時開挖法和應力松弛法進行隧道圍巖穩定性分析,圖1為圍巖塑性區分布情況對比。由圖1可知,采用應力松弛法計算得到的圍巖塑性區明顯要少于瞬時開挖法,且最終的圍巖位移變形量也更小。

3 工程應用

國內某地下水封洞庫工程設計庫容500萬m3,洞庫群由8個互相平行的主洞室組成,每2個主洞室之間通過支洞連接成洞罐,共分為4個洞罐。主洞室斷面形狀為直墻圓拱型,設計洞跨為20 m,洞高為30 m。考慮到1號斷層和 2號斷層穿越洞庫區域且相交,數值模型范圍沿洞室群主軸線方向取1號斷層和2號斷層相交的典型區域,模型長750 m,寬500 m,高程為-210 m至地表。假定沿主軸線方向為x方向,平面內垂直主軸線方向為y方向,豎向為z方向。設模型四周邊界為法向約束,底面為三向約束,地表為自由面。數值模型共劃分網格2 654 726個四面體單元,444 901個節點,主洞室模型如圖2所示,按圖2中順序從上到下依次為主洞室⑤、主洞室⑥、主洞室⑦和主洞室⑧。

依據巖心室內試驗結果及現場測試結果,采用的摩爾庫侖彈塑性材料參數取值見表1。固定四周邊界以及底部邊界,初始地應力為自重應力,側向應力乘以一個相應的側壓力系數。隧道開挖前,頂部地表為自由邊界,四周及底部邊界為不透水邊界,圍巖孔隙水壓力為靜水壓力,水壓力場與深度成正比;隧道開挖后,將開挖形成的洞室圍巖巖壁設置為自由排水邊界,地下水在孔隙水壓力作用下沿主洞室巖壁滲出。

表1 模型參數

3.1 施工巷道圍巖穩定性分析

目前該工程已進入主洞室開挖階段,在施工巷道開挖后24 h內,通過在拱頂和巷道兩側邊墻布置基準點,動態監測巷道拱頂沉降和邊墻收斂情況,一般在開挖后3周內圍巖變形值趨于穩定,不再出現明顯變化。巷道圍巖在開挖初期進行應力重分布,導致變形急劇增大,待應力分布重新達到平衡時,圍巖變形得到恢復。圖3為施工巷道①某斷面處圍巖拱頂沉降和邊墻收斂監測值變化曲線,由圖3可知,開挖后拱頂沉降量和邊墻收斂量逐漸增加,約10 d后趨于穩定。

利用已建立的三維數值模型,在不考慮滲流場的情況下采用應力松弛法開挖,施工巷道開挖完成后,平均拱頂下沉約1.6 mm,邊墻收斂約1.2 mm;在考慮流固耦合作用時采用應力松弛法開挖,施工巷道開挖后,平均拱頂下沉約3.3 mm,邊墻收斂約2.7 mm。表2為施工巷道開挖完成后2個典型斷面處的拱頂沉降和邊墻收斂監測結果與數值計算結果對比,其中典型斷面1為1號斷層穿越施工巷道①處斷面,典型斷面2為2號斷層穿越施工巷道①處斷面。由表2可知,圍巖變形計算結果略高于現場監測值,這是由于現場監測值是在巷道圍巖開挖后才發生的變形,并不能涵蓋由初始應力平衡狀態-開挖-再次應力平衡狀態整個過程的全部變形量,該結論與前人研究結果一致。

表2 典型斷面處圍巖變形監測結果與計算結果對比 mm

3.2 主洞室圍巖穩定性分析

目前該工程主洞室尚未完工,未取得主洞室圍巖典型斷面處的實際監測數據,但由圖3和表2可知,在考慮滲流場的條件下采用應力松弛法開挖來模擬圍巖位移變形量是可行的,因此下面通過數值計算進一步對比分析不同施工階段主洞室的圍巖穩定性。

在不考慮滲流場的情況下,不同施工階段各主洞室與1號斷層和2號斷層交匯處的典型位置位移變化趨勢如圖4所示。由圖4可知,主洞室一層、二層、三層相繼開挖后,圍巖總體變形趨勢逐漸增大,且位移最顯著處為2號穿越主洞室⑥區域,其中2號斷層貫穿主洞室處的最大拱頂下沉量由7.99 mm增大至10.47 mm,最大底板回彈量由8.65 mm增大至9.91 mm,最大邊墻收斂量由2.53 mm增大至7.60 mm。主洞室位移變形量及塑性區范圍主要受斷層、節理及其影響帶控制,穿過斷層、節理密集區及其影響帶的洞周圍巖變形比其他區域明顯,因此需要密切關注斷層出露部位并及時進行支護。

在考慮流固耦合作用時,不同施工階段各主洞室與1號斷層和2號斷層交匯處的典型位置位移變化趨勢如圖5,表3所示。與未考慮流固耦合作用不同的是,主洞室開挖后,圍巖不斷進行應力場與滲流場的重新分布和平衡,而相對于應力場而言,隧道滲流場的分布是一個較為緩慢的過程,并且滲流場的重分布使主洞室拱頂、左右拱腰及底板圍巖位移均有顯著增加。流固耦合作用下,主洞室圍巖變形最顯著位置依然位于2號斷層穿越主洞室⑥處,開挖完成后圍巖最大拱頂沉降達15.21 mm,最大底板隆起達11.71 mm,最大邊墻收斂達8.96 mm。

表3 不同開挖階段主洞室圍巖典型部位變形量 mm

3.3 結果對比分析

數值計算結果表明,主洞室整體穩定性好,僅在斷層穿越處變形顯著。對彈性、不考慮流固耦合、考慮流固耦合三種不同模式下1號斷層剖面和2號斷層剖面典型部位的位移進行對比,得到地下水封洞庫主洞室圍巖典型剖面的底板隆起、拱頂沉降和邊墻收斂變形趨勢,如圖6,圖7所示。由圖6,圖7可知,三種計算模式中彈性計算時各典型剖面處圍巖變形量最小,考慮流固耦合作用時的圍巖變形量最大。彈性條件下,1號底板隆起變形量最大的是2號斷層與⑤主洞室交匯處,達到9.19 mm,拱頂沉降變形最大的是2號斷層與⑥主洞室交匯處,達到8.76 mm,邊墻收斂變形最大的是2號斷層與⑥主洞室交匯處,達到3.76 mm。考慮流固耦合作用與不考慮流固耦合作用時的主洞室圍巖變形量變化幅度對比見表4。

表4 考慮流固耦合作用比不考慮流固耦合作用時主洞室圍巖變形量變化幅度對比 %

由圖6,圖7和表4可知,流固耦合作用對地下水封洞庫圍巖變形影響相當顯著,尤其是拱頂和邊墻處變形最為明顯,施工中應對斷層、節理密集帶等地質劣化處圍巖采取必要的加固措施和預注漿或后注漿等有效的滲控措施,防止主洞室涌水量過大造成局部圍巖坍塌。

4 結論

1)流固耦合作用對洞庫圍巖變形的影響相當顯著,考慮流固耦合作用的主洞室圍巖變形量比不考慮時增大1.87 mm～6.37 mm左右,在工程設計和施工階段應重視流固耦合作用對主洞室結構穩定性尤其是拱頂和邊墻處的影響,提前采取必要手段防止涌水量過大造成的圍巖失穩。

2)數值計算結果表明,主洞室整體穩定性好,斷層及節理密集帶等地質劣化區域是影響洞室圍巖穩定的最主要不利因素,施工開挖過程中需密切關注這些典型部位并及時開展預報分析和支護方案調整。

3)在洞庫建設階段需要通過大量長期跟蹤監測,結合理論分析與數值計算手段,提高洞庫圍巖穩定性的判別準確性。