地下廠房頂拱塌方加固處理及施工過程穩定性分析

楊繼華，肖培偉，朱澤奇，王 帥

(1.中國科學院 a.武漢巖土力學研究所;b.巖土力學與工程國家重點實驗室，武漢 430071;2.國電大渡河流域水電開發有限公司，成都 610041)

在進行山區水電站建設時，由于地形條件限制，電站廠房一般采用地下開挖，形成地下巖體洞室群。由于巖體是一種非均質、非連續介質，在地下洞室圍巖中會存在斷層、節理和巖脈等不利結構面，在開挖過程中，如施工工藝不合理、支護措施不及時，容易出現塌方［1－6］，會對施工進度、安全造成嚴重影響，針對此問題，很多學者對地下洞室塌方形成機理以及預防、治理措施進行了研究，得出一些有益的結論［7－12］。

本文以大崗山水電站地下廠房第一層開挖施工過程中頂拱的塌方及其支護加固為研究背景，結合地質調查，通過有限差分程序FLAC3D建立數值分析模型，分析支護加固效果以及后續開挖施工對塌方區穩定性的影響。

1 工程地質條件

大崗山水電站位于大渡河中游上段的四川省雅安市石棉縣境內。壩區兩岸山體雄厚，谷坡陡峻，基巖裸露，自然坡度一般40°～65°，相對高差一般在600 m以上。電站裝機容量2 600 MW。地下廠房洞室群由主廠房、主變室、尾水調壓室三大洞室及母線洞、尾水連接洞等組成。主副廠房、主變室和尾水調壓室平行布置。主廠房的開挖尺寸為長206.00m，寬30.80m，高73.78m;主變室的開挖尺寸為長144.00m，寬18.80m，高25.10m;尾水調壓室開挖尺寸為長130.00m，寬20.50～24.00m，高75.08m。

地下廠房區基巖以灰白色、微紅色黑云二長花崗巖(γ24－1)為主，具中粒結構，廠區巖體新鮮較完整，呈塊狀－次塊狀結構，巖塊嵌合緊密。無區域斷裂切割，構造形式以沿巖脈發育的擠壓破碎帶、斷層和節理裂隙為特征。廠區較大規模的軟弱結構面主要有f56－f60斷層穿過廠房洞室群區。地下廠房區巖脈以輝綠巖脈分布較多，延伸較長的巖脈有β6、β9、β80、β81、β100、β101、β163 和β164 等，其中β80巖脈在地下廠房區延伸較長，規模相對較大，對地下廠房圍巖的穩定性會產生不利影響。

2 主廠房塌方區地質調查

2008年12月16日主廠房在第一層開挖過程中突然發生塌方，根據鉆孔測試結果，塌方后形成空腔，塌腔形狀似一倒置的偏向廠房左側的不規則的葫蘆狀［2］。塌腔孔口長約14.0 m(樁號廠(橫)0+133 至0+147)，寬約7.5 m(樁號廠(縱)0－4.0至0－11.5)，高程約989.8～991.6 m;塌腔中部長約22 m(樁號廠(橫)0+125 至0+147)，寬18.4 m(廠(縱)0+3.5至 0－14.9)，高程在1 005～1 010 m;塌腔頂部逐漸變小，塌腔總高度約33.0 m。塌腔沿β80巖脈走向分布，在巖脈上盤破碎帶較寬，下盤較窄;塌方堆積體在巖脈上盤巖塊粒徑較大，一般為20～40cm，少量有80～100cm;在下盤塌有碎石土，土砂占70%～80%，小巖塊粒徑為10～20cm，量較小;塌腔處無地下水，破碎巖塊表面潔凈，稍粗糙，新鮮，弱風化。腔內殘留破碎巖體位于從孔口以上14～20 m之間，塌方體總量約為3 500 m3。塌方空腔及破碎帶剖面如圖1所示。

圖1 破碎帶塌方空腔剖面Fig.1 Section of crushed zone and collapse hollow

3 支護措施及數值模型建立

3.1 支護設計

目前，巖體地下洞室塌方支護加固處理主要有以下幾種措施:回填灌漿、鋼拱支撐、預應力錨索加固、噴射混凝土等。通常根據塌方的實際情況，選擇其中的一種或幾種措施組合。

根據主廠房塌方區的特點，設計了先灌漿強化塌方區破碎帶，再用預應力錨索+型鋼拱撐支護的加固措施。共布置各類預應力錨索43根，其中A型長24 m，B，C，F，G，H，I型長30 m，D 型長40 m，E型長20 m，各型預應力錨索均為拉力集中型端頭錨，張拉噸位為150 t。錨索布置如圖2所示。

圖2 頂拱錨索平面圖Fig.2 The plan of top arch cable

3.2 數值分析模型

為研究主廠房破碎帶塌方空腔支護加固效果，本文利用有限差分程序FLAC3D建立三維數值分析模型，如圖3所示。取廠房軸線的垂直方向為x軸，方向為SE35°，主廠房機組中心線為x向0點，即廠(縱)0+0.00;取廠房軸線方向為y軸，方向為NE55°，廠(橫)0+0.00為y向 0 點;豎直向上為z軸。計算區域x向:－300～300 m;y向:－200～400 m;z向:700 m高程至地表面。模型區域離散為226 933個節點和1 313 997個四面體單元。研究中主要關注β80巖脈(見圖4)和主廠房滑體區(見圖5)。支護結構模型見圖6、圖7。

圖3 數值分析模型網格Fig.3 Meshes of numerical analysis model

圖4 β80巖脈與洞室空間關系圖Fig.4 The spatial relation between β80 dyke and cavern

圖5 主廠房塌方體Fig.5 Collapse at the main powerhouse

圖6 廠橫(樁號0+135)剖面支護模型Fig.6 Model of the support at 0+135m cross section

圖7 拱撐支護模型Fig.7 Model of the steel arch support

根據地下廠房圍巖的力學特性，選取彈塑性Mohr-Coulomb本構模型，根據各類巖體的力學特性，巖體力學參數計算采用值見表1。地下廠房區巖體大部分是Ⅱ類圍巖;主變室附近區域分布有Ⅲ類圍巖;斷層、巖脈等軟弱結構面參數?、躅悋鷰r;塌方體碎石區經灌漿強化后強度等級提高，在數值計算中按Ⅳ類圍巖力學參數取值。

表1 巖體力學參數Table 1 Mechanical parameters of rock masses

預應力錨索采用FLAC3D程序中Cable單元模擬，內錨段采用錨段元來模擬，自由段采用施加一對集中力模擬。型鋼拱撐采用Beam單元模擬［13］。

依據對初始地應力實測資料所作的統計分析，認為在工程范圍內初始應力場隨埋深線性分布。根據應力場反演分析結果，垂直地下廠房軸線方向(x)側壓力系數kx為0.86;地下廠房軸線方向(y)側壓力系數ky為1.68。以此為基本分析參數，模擬初始地應力場，其中，全強弱風化層按自重應力場施加，微新巖體鉛直向(z)應力按自重應力場施加，x向與y向應力按側壓力系數進行施加。

4 計算結果分析

在巖體地下洞圍巖穩定性分析中，圍巖的變形、應力及塑性區等特性是衡量圍巖所處狀態的重要指標。本文選取廠橫0+135 m剖面為典型分析剖面，在分析主廠房各關鍵部位的位移、應力、塑性區以及錨索內力的基礎上，綜合評價塌方區的支護加固效果和主廠房在施工過程中的穩定性。

4.1 變形分析

圖8為主廠房各關鍵部位隨施工步驟的位移曲線。由圖9可知，塌方后頂拱碎石區變形較大，至中部開挖完成后，碎石區最大變形量達151.3mm。從塌方至中部開挖完成，頂拱其它關鍵部位位移變化不大，變形增加均在3mm以內，說明施加支護對滑體周邊區域變形起到了較好的控制作用;碎石區變形在施加支護及灌漿強化后也得到有效控制，但主廠房的進一步開挖對其變形發展有一定影響，變形量值約5mm;邊墻變形主要是在上部開挖、中部開挖過程中發展較快。

圖8 主廠房監測點施工步驟-位移曲線Fig.8 Curves of the construction process vs.displacement of monitoring points at the main powerhouse

為了驗證本次計算的可靠性，圖9將頂拱中部位移計算值與現場監測值進行對比。由圖可知，中部開挖完成后，頂拱中心多點位移計孔口位置測到的總位移為42.3mm，而計算值為30.6mm，兩者相差11.7mm，這主要是因為塌方清理時進行了錨索及灌漿鉆孔施工，對圍巖擾動較大，導致圍巖產生一定程度的變形，而數值計算則未考慮到這一點，但總的來說，計算位移值基本上與實際監測位移值相符，這也從一定程度上說明了數值模型及參數選擇的合理性。

圖9 頂拱位移(計算值與監測值)Fig.9 The top arch displacements(calculation values and monitoring values)

4.2 應力分析

圖10為頂拱最大主應力-開挖施工步驟關系曲線。由圖可知，支護強化后，碎石區圍巖主應力分布變化不大，隨著主廠房繼續開挖，圍巖應力卸荷調整，錨索、拱撐等與圍巖相互作用，滑體附近巖體應力分布趨向均勻，主要承受壓應力，量值為1.5MPa左右。圖11給出了主廠房拉應力區-開挖施工步驟圖。由圖可知支護強化后，碎石區附近出現較大拉應力區，拉應力約為0.56MPa，隨著后續開挖的進行，拱頂拉應力區基本消失，至中部開挖完成，拱頂碎石區應力分布繼續向有利方向調整，拉應力區轉而在邊墻中部出現。

圖10 頂拱最大主應力-開挖施工步驟曲線Fig.10 Curves of maximum principal stress vs.top arch excavation process

圖11 主廠房拉應力區-開挖施工步驟圖Fig.11 The main excavation progress and the corresponding tensile stress areas at the main powerhouse

4.3 塑性區分析

圖12為主廠房塑性區分布-開挖施工步驟圖，由圖可以看出，由于β80巖脈切割及滑體坍塌，主廠房頂拱塑性區向上延伸與塌方體貫通，其破壞形式以剪切破壞為主，頂拱碎石區附近圍巖產生拉伸破壞;碎石區灌漿強化及頂拱施加支護后，塑性區范圍得到有效控制;上部、中部開挖完后，頂拱塑性區范圍變化不大，沒有因為開挖造成塑性區的迅速發展。

4.4 錨索內力分析

圖13為中部開挖完后錨索應力圖，可以看出中部開挖完成后，拱腳錨索應力偏大，最大值達237MPa;塌方體附近錨索應力明顯偏小，應力傳遞長度未達到錨索端部;圖14給出了廠橫樁號0+135剖面拱腳部位的某根錨索的內力與深度關系曲線?？梢钥闯鲥^索的內力分布由自由端到錨固端呈遞減趨勢，隨著后續開挖的進行，到中部開挖完成，錨索內力增大并向深部傳遞;相對而言，塌方體附近錨索錨固端應力變化較小并趨于穩定，本文限于篇幅沒有將數據一一列出。

圖12 主廠房塑性區-開挖施工步驟Fig.12 The excavation progress and the corresponding plastic zone distribution in the main powerhouse

圖13 中部開挖完后錨索應力圖Fig.13 The maximum cable stress after the excavation in the middle

圖14 廠橫樁號0+135剖面拱腳部位錨索內力-深度曲線Fig.14 Curves of cable stress vs.depth at the arch foot of 0+135m cross section

5 結論

通過對大崗山水電站主廠房頂拱塌方區的地質調查，建立塌方體三維數值模型，并選定典型分析剖面，研究了設計支護措施對塌方區的加固效果，并分析了后續開挖對塌方區穩定性的影響，得到如下結論:

(1)塌方后頂拱碎石區變形較大，至中部開挖完成后，碎石區最大變形量達151.3mm。從塌方至中部開挖完成，頂拱其它關鍵部位位移變化不大，變形增加均在3mm以內，說明施加支護對滑體周邊區域變形起到了較好的控制作用。

(2)塌方后，碎石區附近出現較大拉應力區，隨著主廠房繼續開挖，圍巖應力卸荷調整，錨索、拱撐等與圍巖相互作用，滑體附近巖體應力分布趨向均勻，主要承受壓應力，拱頂拉應力區基本消失;至中部開挖完成，拉應力區轉而在邊墻中部出現。說明后續開挖對塌方區應力調整是有利的。

(3)主廠房頂拱塑性區從頂拱延伸至塌方體頂端，破壞形式以剪切破壞為主。支護強化后，隨著后續開挖的進行，碎石區圍巖塑性區基本停止發展。

(4)支護強化后，塌方體附近錨索應力偏小，應力傳遞長度未達到錨索端部。隨著后續開挖的進行，到中部開挖完成，錨索內力增大并向深部傳遞。說明錨索在后續開挖中有效發揮了支護力，對于塌方區的穩定起到了重要作用。

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