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，地下工程在施工過程中穿越板巖巖層是無法避免的技術(shù)難題，針對板巖特性研究，學(xué)者們做了諸多的工作。孫會想[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，對應(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。侯國強(qiáng)[2]從軟巖隧道大變形特征和施工技術(shù)方面，針對斜井變形情況進(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展了圍巖大變形控制措施現(xiàn)場試驗研究。夏玉云等[5]對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，在施工過程中極易造成掌子面失穩(wěn)、圍巖坍塌。因此，對板巖區(qū)地下廠房洞室群的圍巖穩(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，針對地下廠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)電廠房布置在右岸山體內(nèi)，廠房內(nèi)布置4臺單機(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。地下廠房縱軸線方向為N32°W，主廠房與主變室平行布置，2大洞室間巖柱厚45 m。主廠房開挖尺寸為207.3 m×28.4 m×74.95 m(長×寬×高)，垂直埋深為120～270 m，側(cè)向最小埋深為90 m；主變室開挖尺寸為147 m×20 m×35.5 m(長×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 計算模型與材料參數(shù)

建立三維數(shù)值計算模型，x軸為垂直主廠房軸線的方向；y軸為順主廠房軸線方向，z軸為垂直向上為正。模型整體長600 m，寬600 m，高800 m，模型包括主廠房、主變室、母線洞、尾水閘室以及尾水洞。前期采用Hypermesh軟件得到用于計算的網(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。計算網(wǎng)格節(jié)點數(shù)為249 631個，單元數(shù)260 227個。三維數(shù)值計算模型見圖2。

圖2 三維數(shù)值計算模型

巖體力學(xué)參數(shù)的選取對數(shù)值模擬計算分析具有重要意義。洞室圍巖以III類灰?guī)r為主，板巖圍巖類別為IV1類。根據(jù)室內(nèi)巖石和現(xiàn)場巖體力學(xué)試驗等實測資料，巖體力學(xué)參數(shù)取值見表1。工程區(qū)灰?guī)r地層采用M-C屈服強(qiáng)度。針對板巖層狀巖體本構(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條件。

表1 巖石力學(xué)參數(shù)

2.2 計算方案及支護(hù)結(jié)構(gòu)模擬

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

圖3 地下洞室分期開挖示意(高程：m)

地下廠房初期支護(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9 m和直徑28 mm、長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，鋼架按梁單元進(jìn)行模擬。選用C25混凝土噴20 cm鋼纖維混凝土，混凝土噴層采用實體單元進(jìn)行模擬。支護(hù)措施見圖4。

圖4 主廠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，分2種工況進(jìn)行模擬：第1種是毛洞開挖，即地下洞室開挖達(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，即開挖1層立即施加支護(hù)。

2.3 初始地應(yīng)力場

初始應(yīng)力場是影響地下洞室圍巖變形和破壞的重要影響因素，在模擬研究洞室開挖前必須進(jìn)行初始地應(yīng)力平衡。由實測數(shù)據(jù)看出，主廠房埋深為270 m，最大主應(yīng)力接近于水平，數(shù)值為6～9 MPa。由此可知，該廠區(qū)的地應(yīng)力場是構(gòu)造應(yīng)力場和自重應(yīng)力場疊加的復(fù)合地應(yīng)力場。采用魏鵬等[7]提出的改進(jìn)的多元回歸方法對廠區(qū)地應(yīng)力進(jìn)行反演計算，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 計算成果分析

3.1 毛洞開挖結(jié)果分析

3.1.1 圍巖變形

圍巖表現(xiàn)為因洞室開挖造成向臨空面產(chǎn)生卸載回彈變形。圖3為2號機(jī)組典型斷面開挖位移云圖，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，并且隨著洞室的開挖，洞室拱頂及邊墻位移隨著開挖不斷增大。洞室群開挖完成后，主廠房邊墻上游最大位移出現(xiàn)在2號機(jī)組段上游墻中點處，為22.2 mm，下游邊墻最大位移出現(xiàn)在1號機(jī)組段下游墻中點處，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號母線洞斜上方高程2 034 m處，分別為9.2、22.3 mm。

圖5 2號機(jī)組典型斷面開挖洞周圍巖位移云圖

洞室沿著板巖傾向方向出現(xiàn)位移大變形，主要是因為板巖為軟質(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，受到擾動時極易產(chǎn)生沿結(jié)構(gòu)面的變形。

3.1.2 圍巖應(yīng)力

毛洞開挖2號機(jī)組典型斷面最小、最大主應(yīng)力云圖見圖6。從圖6可知，進(jìn)行第1期開挖時，主廠房和主變室兩側(cè)拱腳處均出現(xiàn)不同程度的壓應(yīng)力集中現(xiàn)象；隨著洞室開挖深度的增加以及開挖范圍的擴(kuò)大，圍巖應(yīng)力不斷增加。洞室開挖完成后，隨著圍巖卸載變形引起洞周圍巖損傷松動，廠房頂拱、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 毛洞開挖2號機(jī)組典型斷面應(yīng)力云圖

3.1.3 圍巖塑性區(qū)

2號機(jī)組典型斷面塑性應(yīng)變增量云圖見圖7。從圖7可知，塑性破壞區(qū)的分布主要是在開挖面附近，破壞類型主要是以剪切塑性破壞為主。①在開挖過程中，板巖穿過的部位首先出現(xiàn)塑性變形，并在此基礎(chǔ)上開展。從結(jié)果上來看，板巖穿過的地方發(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，需重點加強(qiáng)支護(hù)。②隨著開挖的進(jìn)行，塑性區(qū)體積不斷增加，總體積為14萬m3。③開挖結(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?？梢?，塑性區(qū)深度已經(jīng)超過了錨桿長度范圍之外。

圖7 2號機(jī)組典型斷面塑性應(yīng)變增量云圖

此外，在洞室開挖初期，廠房頂拱基本上已經(jīng)形成了塑性破壞區(qū)，且不會因底板開挖而不斷增大，后期的開挖也不會對破壞類型造成影響。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；隨著母線洞和尾水隧洞的開挖，2個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挖步數(shù)變化對比見圖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%?？傮w看，主廠房位移變形量隨著開挖深度增加而增加；支護(hù)措施對主廠房位移量控制更加明顯；對比無支護(hù)和支護(hù)結(jié)果，主洞室整體位移量是減少的，說明支護(hù)體系的建立能夠有效的限制圍巖變形。

圖8 洞周圍巖位移變形量

3.2.2 圍巖應(yīng)力

相較于無支護(hù)，施加噴錨支護(hù)后，主廠房圍巖最大應(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，比毛洞開挖降低了0.8 MPa；主廠房拱座、上游邊墻以及洞室交匯處最大主應(yīng)力均在0.5 MPa左右，比毛洞開挖有所降低。

圖9 支護(hù)施加后2號機(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，洞周圍巖塑性區(qū)整體變化規(guī)律和毛洞開挖方案基本相同，但分布范圍較毛洞開挖有一定程度的減少，主廠房側(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，在錨桿長度范圍之內(nèi)。

塑性區(qū)體積隨開挖變化見圖10。從圖10可知，塑性區(qū)體積隨開挖增大。但相較于無支護(hù)時整體破壞體積減少，從未支護(hù)的14萬m3到實施之后的12.5萬m3，明顯減弱了洞室圍巖的變形破壞能力，說明支護(hù)系統(tǒng)對圍巖穩(wěn)定有促進(jìn)作用。

圖10 塑性區(qū)體積隨開挖變化

3.2.4 支護(hù)體系受力特征

編寫fish提取錨桿應(yīng)力，洞室群錨桿受力見圖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)計值確定錨桿的抗拉強(qiáng)度設(shè)計值為300 MPa?？傮w來看，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應(yīng)，應(yīng)重點加強(qiáng)。

圖11 洞室群錨桿受力

4 結(jié) 語

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)本文計算模型能很好地模擬板巖層狀各向異性力學(xué)特性。

(2)開挖完成后，位移變形量：主廠房>主變室、拱頂>邊墻；板巖穿過的區(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度。

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