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（1.長江勘測規(guī)劃設(shè)計研究有限責(zé)任公司，湖北武漢430010；2.長江科學(xué)院水利部巖土力學(xué)與工程重點實驗室，湖北武漢430010）

關(guān)鍵詞：地下洞室群；圍巖穩(wěn)定性；結(jié)構(gòu)面；數(shù)值模擬

中圖法分類號：TV223.1 文獻(xiàn)標(biāo)志碼：A DOI：10.15974/j. cnki. slsdkb.2025.05.007

文章編號：1006-0081（2025）05-0041-09

0 引言

受限于地形地貌和復(fù)雜工程地質(zhì)條件，大多數(shù)水力發(fā)電站采用地下洞室結(jié)構(gòu)[1-3]，而水電站地下洞室群普遍具有大斷面、大跨度、高邊墻等特點，給洞室圍巖的穩(wěn)定性控制帶來挑戰(zhàn)[4-5]。地下洞室開挖所涉及的巖體往往包含各種結(jié)構(gòu)面，分析這些結(jié)構(gòu)面的特征對于控制圍巖失穩(wěn)至關(guān)重要。已有許多學(xué)者對不同結(jié)構(gòu)面圍巖的施工穩(wěn)定性進(jìn)行了研究。王克忠等[對水電站地下洞室群層狀圍巖的施工穩(wěn)定性進(jìn)行了綜合分析，發(fā)現(xiàn)洞室交叉口處位移較大，洞室邊墻的片幫和剝落是由開挖時的水平應(yīng)力釋放導(dǎo)致的。黃書嶺等[7]根據(jù)施工揭示的錦屏I級廠房層狀巖體力學(xué)特性，反演得到了初始地應(yīng)力場和層狀巖體力學(xué)參數(shù)，并據(jù)此進(jìn)行了三維數(shù)值模擬，根據(jù)仿真結(jié)果提出了圍巖變形控制措施。方丹等[8基于卡拉水電站地下洞室群施工區(qū)工程地質(zhì)條件，采用離散元法建立了包含復(fù)雜節(jié)理的巖體模型以分析圍巖穩(wěn)定性，并優(yōu)化了各洞室的間距設(shè)計。Li等研究了具有陡傾角層面的高邊墻廠房圍巖在低到中等地應(yīng)力條件下的開挖失穩(wěn)，并指出層面剪切滑動是圍巖失穩(wěn)的主要形式，在這種情況下長預(yù)應(yīng)力錨索容易失效，應(yīng)使用巖石錨桿。Sun等[]依據(jù)工程揭露的地下洞室圍巖節(jié)理面和巖塊幾何形狀，使用離散元方法對比分析了不同加固方法對圍巖穩(wěn)定性的影響，提出了針對不同破碎圍巖的精確加固方法。

圍巖失穩(wěn)的有效防控是大型地下洞室群安全、高效施工的前提。對此，已有許多學(xué)者提出了判斷地下洞室施工期圍巖穩(wěn)定性的方法，并根據(jù)獲取的圍巖變形、應(yīng)力集中、塑性區(qū)分布、聲發(fā)射等特征提出了優(yōu)化支護(hù)加固的方案。Fu等[1]基于巖體最終應(yīng)變，使用數(shù)學(xué)分析模型對地下洞室拱頂?shù)膽?yīng)變控制進(jìn)行了研究，并據(jù)此提出了拱頂應(yīng)變控制標(biāo)準(zhǔn)。Xia等[12通過聲發(fā)射特征，研究了高地應(yīng)力下硬質(zhì)圍巖在地下洞室分層挖掘時的失穩(wěn)模式，發(fā)現(xiàn)圍巖失穩(wěn)與應(yīng)力路徑和圍壓卸荷量高度相關(guān)，并指出在考慮圍壓卸荷時必須考慮時間補償效應(yīng)?？到饦虻萚13]使用有限元方法研究了不采取支護(hù)措施時洞室圍巖的變形和塑性區(qū)分布，據(jù)此優(yōu)化了支護(hù)設(shè)計。周朝等[14使用微震信息定量評估地下洞室施工期圍巖損傷情況，確定了洞室的應(yīng)力集中部位，準(zhǔn)確預(yù)測了圍巖的塑性區(qū)分布，為支護(hù)優(yōu)化提供了依據(jù)。

用于施工期圍巖穩(wěn)定性分析的仿真方法包括有限元法、有限差分法、離散元法[15-16]。其中，基于離散元法的3DEC軟件被廣泛應(yīng)用于含結(jié)構(gòu)面巖體的仿真。楊忠民等[17]使用3DEC研究了隧道開挖后的含軟弱節(jié)理圍巖塌方情況，發(fā)現(xiàn)節(jié)理法向剛度較小時圍巖塌方范圍大，而節(jié)理剪切剛度、內(nèi)摩擦角對塌方范圍影響較小。俞曉東等[18]使用3DEC模擬了含有3條控制性斷層以及3組優(yōu)勢節(jié)理的圍巖在地下洞室開挖時的應(yīng)力應(yīng)變和塑性區(qū)演化規(guī)律，發(fā)現(xiàn)應(yīng)力突變發(fā)生于結(jié)構(gòu)面與圍巖相交處，圍巖的塑性區(qū)普遍沿著結(jié)構(gòu)面呈條帶狀分布。周斌等[9使用該軟件仿真了水壓力作用下，在隧道開挖后裂隙巖體的穩(wěn)定性，發(fā)現(xiàn)裂隙水顯著提高了圍巖變形量，但相應(yīng)支護(hù)措施在有無裂隙水時都能減小 20%～32% 的圍巖位移。

總之，巖體結(jié)構(gòu)特征是地下洞室群圍巖穩(wěn)定性分析中的重要影響因素[20-21]。在這方面，傳統(tǒng)連續(xù)性數(shù)值分析方法采用等效連續(xù)介質(zhì)的方式，通過引人特定的本構(gòu)關(guān)系或采用薄層單元等手段，實現(xiàn)對巖體結(jié)構(gòu)特征的模擬。對于離散元方法來說，除了上述手段以外，還可以采用接觸理論來反映巖體非連續(xù)結(jié)構(gòu)特征，理論上具有更廣的適用性。然而，目前基于離散元法的地下洞室群圍巖穩(wěn)定性分析，大多只考慮了斷層或裂隙等巖體結(jié)構(gòu)特征，對巖體層面、層間剪切帶以及二者組合影響下的地下洞室群圍巖穩(wěn)定性研究應(yīng)用較少。因此，本文基于某水電站地下洞室群開挖揭露的地質(zhì)編錄信息，使用三維離散元法，研究了巖體層面和層間剪切帶組合影響下的洞室群圍巖穩(wěn)定性。

1 工程概況

1.1 基本概況

某電站采用中部式地下廠房布置，共安裝4臺單機容量300MW可逆式水泵水輪發(fā)電機組，總裝機容量 ?？傮w采用上游、下游輸水管道兩機一洞布置以及地下三大主洞室相互平行布置的格局。地下廠房洞室群位于輸水發(fā)電系統(tǒng)中部，主要建筑物包括主廠房、主變室、尾閘室、下游調(diào)壓井。初擬地下廠房軸線方向 N30^°E ，開挖尺寸 190m×27.5m×58.8m 機組安裝高程 165m 。主變室和尾水閘門室平行布置于地下廠房下游，巖體厚度分別為 45m 和 30m ，主變室開挖尺寸為 176m×21.9m×24.5m 。所處地面高程約 571～614m ，上覆巖體厚度約 369～405m 。

1.2 地質(zhì)條件

如圖1所示，廠房區(qū)域裂隙整體不發(fā)育，巖體類型以Ⅱ～I(xiàn)I類為主，第1層開挖揭露的地層巖性有：休寧組第二段 （Z_ax² ）紫灰色一青灰色，厚層夾極少量薄層狀長石石英砂巖；休寧組第三段（ Z_ax³ ）紫灰色，中厚層狀夾少量薄層狀長石石英砂巖。在可研階段，地下廠房工程區(qū)域還揭露了粉砂巖 （Z_ax⁴） 和巖屑砂巖（ Z_blnΩ） 等。此外，在副廠房一端廠右 0+037.80m 至廠左 0+005.00m 段上游邊墻，揭露與洞軸線夾角小于 30^° 、傾角在 60^°～65^° 的中厚層狀巖體層面。廠房區(qū)域受層間擠壓、順層或基本順層剪切作用，局部形成層間剪切帶，剪切帶多為方解石膠結(jié)，性狀較好，帶寬一般 3～10cm ，最寬 20cm ，充填石英脈，緊密膠結(jié)，面上附有厚 1～2mm 綠簾石，見明顯的斜擦痕。地下廠房受結(jié)構(gòu)面、層狀巖體、層間剪切帶等綜合影響，圍巖穩(wěn)定性狀態(tài)復(fù)雜。

1.3 地應(yīng)力特征

地應(yīng)力測試結(jié)果表明：引水隧洞下平洞中心線高程 161m ，最大水平應(yīng)力值約為 16.08MPa ，最小水平應(yīng)力值約為 11.78MPa ，估算鉛直應(yīng)力值約為14.10MPa ;地下廠房分布高程 148.0～204.2m ，最大水平應(yīng)力值范圍為 14.80～16.50MPa ，最小水平應(yīng)力值范圍為 11.10～12.07MPa ，估算鉛直應(yīng)力值范圍為13.00～14.10MPa 。測孔最大水平主應(yīng)力方向的側(cè)壓系數(shù)范圍為 1.10～1.40 ，平均值為1.24，說明地應(yīng)力場以水平應(yīng)力為主。依據(jù)壓裂縫方向印模結(jié)果，最大水平主應(yīng)力方向穩(wěn)定為 NE63^°～NE84^° ，平均方向 NE73^° ，主體呈NEE向，與巖層走向接近，與廠房長軸夾角約 43^° 。

2 圍巖穩(wěn)定性數(shù)值分析建模

2.1 總體模型設(shè)置

建立了地下廠房區(qū)域的三維數(shù)值分析模型，總體計算模型如圖2（a）所示?；?DEC軟件，采用三維離散元法開展地下廠房洞室群穩(wěn)定性分析。模型采用四面體單元，共剖分了359689個節(jié)點和1025138個單元。模型中地下洞室群的設(shè)置如圖2（b）所示，洞室群包括了主廠房、副廠房、安裝間、主變室、尾閘室、母線洞、尾水洞等。模型中考慮的地下廠房圍巖的層面和層間剪切帶如圖2（c）所示，包含Tb1，Tb2，Tb3，Tb4 ，Tb5層面和 g1，g2，g3 層間剪切帶。

巖體本構(gòu)模型采用的是以帶拉伸截止限的Mohr-Coulomb強度準(zhǔn)則為屈服函數(shù)的理想彈塑性模型；對于副廠房端的廠右 0+37.8m 至廠左 0+5.0m 段上游邊墻出露的層狀巖體，采用遍布節(jié)理模型模擬巖體層狀特性?；炷羾妼硬捎肧hell單元模型，錨桿/索支護(hù)采用Cable單元模擬，模擬過程中均采用彈性本構(gòu)關(guān)系。

2.2 洞室支護(hù)加固設(shè)計

地下廠房洞室群各部位支護(hù)加固設(shè)計方案如表1所示。支護(hù)方案有普通錨桿、預(yù)應(yīng)力錨桿、錨索3種形式，同時使用噴混凝土的方式對重點部位進(jìn)行加固。

2.3 初始地應(yīng)力場設(shè)置

根據(jù)地應(yīng)力測試資料，采用側(cè)壓力系數(shù)法，回歸反演地下廠房洞室群區(qū)域的初始地應(yīng)力場。初始地應(yīng)力回歸反演結(jié)果見圖3。地下廠房區(qū)域圍巖最大主應(yīng)力分布在 ，中間主應(yīng)力分布在-15.0～-9.0MP a，最小主應(yīng)力分布在-11.5＼～-8.0MPa 。

3開挖步序與物理力學(xué)參數(shù)取值

如圖4所示，整個地下廠房洞室群共分為10個步序開挖。其中，主副廠房分為8層開挖，主變室分為4層開挖，尾閘室分為4層開挖，母線洞及尾水洞均1步開挖完成。

由于第1層開挖完成所獲得的圍巖變形監(jiān)測值，尚不能用于圍巖力學(xué)參數(shù)反演和動態(tài)反饋分析。因此，對于主廠房第1層的開挖計算分析，所采用的巖體物理力學(xué)參數(shù)和結(jié)構(gòu)面參數(shù)仍根據(jù)地質(zhì)建議的參數(shù)取值。其中，巖體力學(xué)參數(shù)取地質(zhì)建議參數(shù)的高值；層狀巖體的層面參數(shù)取無充填型硬性結(jié)構(gòu)面參數(shù)，各力學(xué)參數(shù)見表2。為考慮爆破擾動效應(yīng)，根據(jù)工程經(jīng)驗，將地下洞室洞壁 2m 深范圍內(nèi)圍巖作為爆破松弛區(qū)，對松弛區(qū)圍巖變形模量、黏聚力、摩擦系數(shù)分別按折減0.6，0.7，0.7考慮。實際模擬過程中，對模型底邊界實施三向約束，對模型側(cè)邊界實施法向約束。

4數(shù)值模擬結(jié)果與分析

如圖5所示，根據(jù)不同的圍巖埋深、類別，一共選取了3個典型剖面分析。包括2號機組段橫剖面S1，4號機組段橫剖面S2，主副廠房縱軸線剖面S3。其中S1剖面從左到右依次穿過了主廠房、主變室、尾閘室；S2剖面從左到右依次穿過了副廠房、主變室、尾閘室；S3剖面穿過了主廠房、副廠房。

4.1 圍巖變形分析

由圖6＼～8可知，在第1＼～3層開挖后，對于主副廠房，其圍巖變形都主要朝向洞內(nèi)，且變形較大區(qū)域一般分布在層面、層間剪切帶、斷層出露處。不同的是，在第1層開挖時，主副廠房的頂拱大部分區(qū)域變形為 0～ 10mm ，最大變形為 14mm ；在第2層開挖時，主副廠房的頂拱大部分區(qū)域變形范圍擴大到 0～12mm ，最大變形增加到 15mm ；在第3層開挖時，主副廠房的頂拱大部分區(qū)域變形范圍進(jìn)一步擴大到 0～14mm ，最大變形進(jìn)一步增加到 17mm 。從以上分析可以看出，總體而言，頂拱的變形隨著挖掘?qū)訑?shù)的增加而變大，這與Mao等2的研究發(fā)現(xiàn)類似。此外，隨著開挖層數(shù)的增加，主廠房底部的最大變形量逐漸增加。

對于主變室和尾閘室，在第2層和第3層開挖時，其圍巖變形也都主要朝向洞內(nèi)。相對于主副廠房的圍巖變形，在第2層開挖后，主變室最大圍巖變形僅為主副廠房圍巖變形的一半量值，而尾閘室的圍巖變形則小到可忽略不計。但是，在第3層開挖后，主變室和尾閘室的最大圍巖變形與主副廠房的接近。

4.2 圍巖應(yīng)力分析

由圖9＼～11可知（圖中拉力為正，壓力為負(fù)），在第1～3層開挖時，對于主副廠房，其壓應(yīng)力集中主要在拱座、邊墻底部等部位，拉應(yīng)力主要出現(xiàn)在層面、層間剪切帶、斷層出露處、底板及邊墻中部等部位。在第1層開挖后，主副廠房圍巖第一主應(yīng)力主要分布在-25～-5MPa ，第三主應(yīng)力主要分布在 -14～0.75MPa ;在第2＼～3層開挖后，主副廠房圍巖第一主應(yīng)力和第三主應(yīng)力量值主要分布范圍都與第1層開挖情況接近。此外，在每層開挖結(jié)束后，主副廠房底部都有大量區(qū)域分布有拉應(yīng)力。同時，在廠房第2～3層開挖后，主變室和尾閘室第一主應(yīng)力主要分布在 -25～-6 MPa ，第三主應(yīng)力主要分布在 -10～0.5MPa ；主變室和尾閘室壓應(yīng)力主要集中在拱座、頂拱、邊墻底部等部位，拉應(yīng)力主要出現(xiàn)在層面、層間剪切帶、斷層出露處、邊墻中部、底板等部位。總體上，各主洞室中圍巖應(yīng)力值區(qū)間隨開挖下臥變化較小。

4.3 圍巖塑性損傷分析

圖12，13，14分別給出了在第1，2，3層開挖結(jié)束后圍巖的塑性區(qū)分布。在各層開挖結(jié)束后，主副廠房頂拱塑性區(qū)深度都在 3m 以內(nèi)，在錨桿錨固范圍內(nèi)。主副廠房頂拱塑性區(qū)深度受廠房下臥開挖影響較小。然而，主副廠房邊墻塑性區(qū)深度受廠房下臥開挖影響明顯；隨著開挖層數(shù)的增加，邊墻部位塑性區(qū)深度從3m 增加到 4m ，塑性區(qū)都在錨桿錨固范圍內(nèi)。此外，隨著開挖層數(shù)的增加，主副廠房底部的塑性區(qū)深度和分布范圍逐漸減小。

對于主變室，S1和S2剖面的結(jié)果均表明：在第2層開挖后，其頂拱和邊墻基本不存在塑性區(qū)；在第3層開挖后，其頂拱仍然未見明顯塑性區(qū)，但邊墻出現(xiàn)最深處接近 3m 的塑性區(qū)。對于尾閘室，在第2層開挖后，頂拱和邊墻即出現(xiàn)較淺的塑性區(qū)；在第3層開挖后，其頂拱塑性區(qū)仍較淺，但邊墻塑性區(qū)明顯增長至最深處接近 3.5m 。

4.4 支護(hù)受力

圖15對比了在第1＼～3層開挖后，主廠房普通錨桿所受應(yīng)力的分布情況?？梢婋S著開挖層數(shù)的增加，應(yīng)力低于 25MPa 的錨桿比例先基本不變后下降，應(yīng)力在 25～50MPa 的錨桿占比加速上升，應(yīng)力在 50～100 MPa的錨桿占比先減小后上升。前兩層開挖后，受力最大的普通錨桿應(yīng)力沒有超過 100MPa ，但第3層挖掘結(jié)束后，開始出現(xiàn)普通錨桿應(yīng)力超過 100MPa 的情況。總體而言，第2層開挖結(jié)束后主廠房普通錨桿受力比第1層增加較少，但是第3層開挖結(jié)束后錨桿受力顯著增長。

由在地下洞室群第1＼～3層開挖完成后普通錨桿、預(yù)應(yīng)力錨桿、錨索的平均應(yīng)力和最大應(yīng)力（表3）可知，各支護(hù)結(jié)構(gòu)受力受第2層開挖影響較小，但受第3層開挖影響明顯。此外，在第3層開挖后，普通錨桿、預(yù)應(yīng)力錨桿、錨索所受應(yīng)力最大值分別達(dá)到215，282，1568MPa ，但都沒有超過構(gòu)件允許的屈服極限，說明該支護(hù)設(shè)計合理。

5結(jié)論

本文基于某水電站大型地下洞室群第1層開挖揭露的地質(zhì)條件，采用離散元方法，對洞室群前3層施工時含復(fù)雜結(jié)構(gòu)面圍巖的應(yīng)力應(yīng)變、塑性損傷分布、支護(hù)受力進(jìn)行了分析。根據(jù)計算和仿真結(jié)果，可得到以下主要結(jié)論：

（1）在第1＼～3層開挖結(jié)束后，主副廠房圍巖變形較大區(qū)域和拉應(yīng)力一般分布在層面、層間剪切帶、斷層出露處；壓應(yīng)力集中均出現(xiàn)在拱座和邊墻部位。隨著開挖層數(shù)的增加，主副廠房頂拱圍巖的變形逐漸增加。第2層開挖后，主變室和尾閘室的最大圍巖變形明顯小于主副廠房，在第3層開挖后則接近。拱座和邊墻主副廠房、主變室、尾閘室圍巖的應(yīng)力值范圍基本不受開挖層數(shù)影響。

（2）對于前3層地下洞室群開挖，主副廠房頂拱塑性區(qū)深度受廠房下臥開挖影響較??；但邊墻塑性區(qū)深度受廠房下臥開挖影響明顯。對于主變室，在第2～3 層開挖后，其頂拱都未見明顯塑性區(qū)，但在第3層開挖后其邊墻開始出現(xiàn)塑性區(qū)。對于尾閘室，在第2層開挖后，其頂拱和邊墻即出現(xiàn)較淺塑性區(qū)；當(dāng)?shù)?層開挖后，其頂拱塑性區(qū)仍較淺，但是其邊墻塑性區(qū)增長明顯。

（3）在所提支護(hù)方案下，從支護(hù)結(jié)構(gòu)的平均應(yīng)力和最大應(yīng)力來看，洞室群第2層開挖后普通錨桿、預(yù)應(yīng)力錨桿、錨索受力相比于第1層開挖后增加較小;但是在第3層開挖后，3種支護(hù)構(gòu)件的受力明顯增大。如果僅考慮主廠房普通錨桿，也能得到相似規(guī)律。此外，3種支護(hù)構(gòu)件的最大應(yīng)力均沒有超過構(gòu)件允許的屈服極限，說明支護(hù)設(shè)計合理。

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（編輯：高小雲(yún)）

Study on stability of large - scale underground caverns considering complex rock mass structures

PENG Xiang1，HE Jun2，CHEN Rui1，SUN Haiqing1，LI Jiaona1，HAN Gang （1.ChangjiangureyaingesiandReserchCoduhan43oa；.KeyLbortoryfoteciclc andEngineeingofMinistryofWaterResources，ChangjiangRiverScientificResearchInstitute，，Wuhan430China）

Abstract：Torevealtheinfluenceofrock mass structureonthestabilityofsurounding rock oflarge-scaleunderground caverns，basedonthestructuralsurface，layeredrock mass，inter-layershear zonesandothercomplexrock mass structuralcharacteristicsrevealedbytheexcavationofthefirstlayerofahydropowerstationundergroundcavern，thestability of surrounding rock aftercavern excavation，the stressexertedon supporting components andthe stabilityof the surrounding rock massoftransformer chamber and tailrace chamber afterthe excavationof each layer were analyzed bythree-dimentional discrete element method.The resultsshowed that the three-dimensional discrete element method reasonably characterized the influence of thecombinationof rock masslayers and inter-layer shear zonesonthe stabilityof the surroundingrock of underground cavern groups.Afterthe excavation of each layer，the maximum deformation and tensile stress ofthe main and auxiliary powerhouses were mainly concentrated ontheareas adjacent to structural surfaces，while the concentrated compresive stressmainly existed in thecavern vault and sidewalls.The range of stress values and depth of plastic zones in the surrounding rock mass of the main and auxiliry powerhouses were independent from excavation layers.However，with the increaseof excavation layers，the plasticzone depthofsidewallincreased firstandthendecreased.Thedeformation，plastic zoneandsupport stressofthesurroundingrock oftheundergroundcavernwereall within the reasonable range，indicating overall stability.

Key words：underground caverns；stability of surounding rock mass；structure surface；numerical simulation