硬梁包水電站地下廠房洞室群圍巖穩定性分析

張 恩 寶， 鄧 瞻

(中國電建集團成都勘測設計研究院有限公司，四川 成都 610072)

1 工程概況

硬梁包水電站系大渡河干流水電規劃“三庫22級“的第13級電站，電站采用閘壩長引水式開發，主要任務為發電。引水發電系統布置在左岸，初擬裝機容量1 200 MW。廠房軸線方位為N70°W，廠房、主變室、尾閘室三大洞室平行布置，洞室上部開挖跨度分別為28.1 m、18 m、15 m，其間巖柱厚度分別為45 m、36 m。

地下廠房洞室群最小垂直埋深約400 m，最小水平埋深約520 m。主要置于晉寧-澄江期閃長巖、花崗巖中，巖體總體呈塊狀、次塊狀結構。圍巖類別以Ⅲ類為主，主要發育F1、F2、F3、F4等相對較大的Ⅱ級結構面，其余多為Ⅲ、Ⅳ級結構面和節理裂隙，且具一定區段性，對洞室圍巖穩定影響較大。另外，根據概率地震危險性分析及場地計算結果：50年超越概率10%，廠址處基巖水平向峰值加速度為283gal，地震基本烈度8度。

2 計算條件

2.1 計算范圍

二維分析以地下廠房2#機組橫剖面為研究對象，計算范圍：X方向為垂直廠房縱軸線方向，總長度310.80 m；鉛直向Z底部取至▽1 030.00 m高程，頂部延伸至地表。為了提高模擬精度，對洞周約兩倍洞徑范圍內進行了網格細化，整個計算域共計離散節點數15 994和單元數16 729。

三維分析計算范圍：垂直廠房縱軸線方向X，總長度350.00 m；Y方向沿廠房縱軸線方向，總長度450.00 m；鉛直向自尾水管最低處以下90 m至主廠房最高處以上200 m，總高度360 m。整體分析模型離散節點數110 657 9，單元數732 569。采用2D、3D分析開挖 部分模型見圖1。

圖1 2D、3D分析開挖部分模型圖

2.2 巖體物理力學參數

各類巖體物理力學參數計算取值如表1所示。

2.3 洞室變形及穩定性分析方法

本次地下洞室開挖的穩定性非線性有限元分析按低抗拉彈塑性模型來分析巖體材料開裂情況，巖體是否進入塑性狀態，按Druker-Prager屈服準則進行判別。

表1 巖體物理力學參數計算取值

在有限元計算過程中，施工期洞室的開挖過程也就是地應力釋放過程。通常用減小開挖部分巖體單元的變形模量，轉移開挖單元應力并生成等效開挖節點力替代，即可模擬洞室開挖釋放荷載。

用二維有限元模擬開挖過程時，還會出現“不完全開挖”的現象。例如壓力管道、母線洞和尾水管，這些區域由于巖柱的存在，計算時其開挖荷載應按洞室跨度和巖柱跨度之比計算荷載釋放系數α，相應區域在開挖后仍應保留(1-α)的初始剛度。

目前，數值計算中一般將錨桿簡化為錨桿單元加以模擬，錨桿的作用通過錨桿的“剛度”體現，由于系統錨桿的剛度相對于圍巖的剛度非常小，許多計算成果表明，這種模擬方法不能完全反映錨桿的支護效應，實際上錨桿的作用主要體現為在參與圍巖的協調變形過程中，錨桿的彈性恢復變形存在一種反向鎖固力，對圍巖形成錨固效應，換言之，加錨巖體的變形與強度參數可以提高，這一觀點已得到部分室內和現場試驗證實。加錨后圍巖的抗剪強度參數為：

(1)

式中C0、φ0為無錨桿條件下圍巖的凝結力與內磨擦角；τs為錨桿的抗剪強度，S為錨桿截面積，a、b為錨桿縱橫布置間距，η為無量綱系數，與錨桿直徑等因素有關。

本次計算錨桿、錨索均用桿單元模擬。若錨桿(索)上施加有預應力，還需在錨桿(索)的兩個端點施加對頂力。錨桿對圍巖參數的影響按式(1)計算。如取η=3.5，τs=200 MPa，則對φ28，長6 m，間排距1.5 m×1.5 m的錨桿而言，計算可得△C=0.19 MPa。

地震作用采用擬靜力法模擬，僅計入水平方向地震力作用，采用體積力的方式進行施加。

符號約定：位移指向坐標正向時為正，指向坐標負向時為負；應力以壓為正，以拉為負。

3 開挖程序

地下廠房洞室群施工開挖順序組合見圖2。特點：先開挖主廠房及尾閘室上層，主變室滯后一層開挖。

4 研究內容

為了充分考慮支護結構與巖體介質的相互作用，合理模擬圍巖與錨固系統的協調性，在初擬洞室群布置和支護措施的基礎上，分別采用二維、三維非線性有限元法進行計算，對比分析地下廠房洞室群圍巖應力、變形、塑性區發展特征及支護受力情況等，指出可能失穩部位及破壞形式，初步評價了洞室群整體穩定狀況。另外，基于三維靜力分析，進一步進行了地震工況下圍巖穩定性分析，以評價其作用對地下洞室群圍巖整體穩定性和支護結構的影響。

5 計算結果與分析

本次計算主要研究了開挖過程中圍巖的應力、變形、塑性區開展深度，進而對支護的有效性作出合理評價。以下著重對開挖完成后2#機組橫剖面的變化情況進行比較與分析。

5.1 天然地應力場

未開挖時，主應力分布特征是：(1)以構造應力為主，豎直向及水平向的應力均大于自重作用產生的地應力，豎直向應力與壓重的比值系數，垂直于主廠房縱軸線方向側壓力系數kx=0.65～0.85，沿主廠房縱軸線方向側壓力系數ky=1.05～1.65。(2)三大洞室區域σ1范圍12.0～22.8 MPa，方向N65°W～S85°W，傾角25～35°；σ2范圍7.63～14.5 MPa；σ3范圍3.59～6.79 MPa之間，方向為S25°W～S5°E，傾角75～80°，三大洞室區為中高應力區。(3)主洞室縱軸線方向與σ1方向基本一致，當前布置方案有效避免了最大主應力對洞室穩定的不利影響，軸線選擇合理。

圖2 施工開挖順序組合圖

5.2 開挖完成后圍巖的主應力場

圖3 2#機組橫剖面開挖完成洞周最大主應力等值線圖

圖4 2#機組橫剖面開挖完成洞周最小主應力等值線圖

兩種模型下圍巖應力狀態分布與天然未開挖時相比，開挖對開挖區域周邊應力場有顯著影響，而在距離洞壁一定距離之后，應力分布特征則基本不變。

開挖區大主應力σ1和小主應力σ3的分布特征：(1)三大洞室拱座、邊墻中部，交叉口部位等均發生了不同程度的應力集中現象，最大主應力可達約50 MPa，但仍在圍巖強度承受范圍內，圍巖總體上是穩定的。(2)由于開挖卸荷作用，小主應力σ3在洞壁附近迅速減小。(3)尾水洞上部局部巖體出現應力集中現象。

5.3 開挖完成后圍巖的變形特征

洞周圍巖變形有如下特征：(1)三大洞室整體呈現內收的變形特點，變形總體規律基本一致，量值表現為主廠房最大，尾閘室次之，主變室最小；邊墻大于頂拱的分布規律。(2)2D、3D模型下頂拱分別下沉主廠房為-27.94 mm、-45.30 mm，主變室為-25.91 mm、-48.60 mm，尾閘室為-38.64 mm、-36.90 mm。(3)2D、3D模型下邊墻中部分別內收主廠房為60 mm、75 mm，主變室為29 mm、38 mm，尾閘室為45 mm、55 mm。

由此可見，2D模型計算變位值較3D小，主要可能由于2D模型加固區材料參數相對取值稍高和洞室體型局部差別所致，但變形規律基本一致，量值總體不大。

5.4 開挖完成后洞周圍巖破壞區分布

由圖5、圖6可見，開挖引起的巖體破壞點主要集中發生在高邊墻中部、洞室交叉口及體型拐角處，其分布和規模有以下特征：(1)兩模型下洞周塑性區集中分布位置基本類似。2D模型下三大洞室頂拱呈零星破壞點分布；3D模型下頂拱塑性區出現在淺表處，深度約2 m，不構成大規模滑塊或掉塊。(2)各主洞室邊墻中部塑性區相對較深，2D、3D模型下塑性區深度主廠房分別約為13 m、11 m，主變室分別約為6.1 m、7.5 m，尾閘室分別約為9.2 m、8 m。可見，應重視高邊墻中部支護措施的針對性和有效性。(3)洞室交叉口部位因應力集中產生了較深的壓剪和松弛破壞，若存在不利節理、裂隙組合，極可能產生局部塌落。因此，在開挖時應采取短進尺、弱爆破、及支護等措施，盡可能減小對圍巖的擾動影響，以保證洞室圍巖的穩定性。(4)尾水管洞室規模小，兩模型下均未出現大的塑性破壞區。(6)各洞室間巖柱破壞區未出現貫通現象，主變室、尾閘室邊墻塑性破壞區處于錨桿長度控制范圍內，圍巖整體穩定性可控。表2給出了地下廠房典型斷面可能存在的滑塊，為今后有針對性的預案提供參考。

圖5 2D模型下2#機組橫剖面開挖完成洞周破壞模式圖

圖6 3D模型下典型橫剖面開挖完成洞周破壞模式圖

5.5 開挖完成后系統支護受力狀況

系統支護受力變化有如下特征：(1)普通錨桿應力呈現從頂拱到拱角逐漸減小的趨勢，邊墻大于頂拱。(2)三大洞室頂拱普通錨桿φ28應力變化范圍為46～110 MPa，主廠房頂拱量值最大；邊墻普通錨桿φ28/φ32(L=6 m/9 m)應力變化范圍為43～142 MPa，但絕大多數應力處于100 MPa以下，總體量值不大。(3)主廠房頂拱支護的預應力錨桿φ32(++T=120 kN，L=9 m)內力大致在126～150 kN；2D、3D模型下主廠房邊墻預應力錨索(T=2 000 kN)均值分別為2 185 kN、2 031 kN，尾閘室分別為2 115 kN、2 055 kN。(4)由于兩側巖柱的限制作用，尾水管頂拱錨桿應力普遍較小。由上可知，錨桿(索)受力總體上不大，滿足系統支護安全性要求。但為了充分發揮錨桿(索)作用，結合工程地質條件，應在局部部位適當優化支護措施。

表2 地下廠房典型斷面可能滑塊匯總表

5.6 斷層貫穿洞室部位穩定性分析

除洞室交叉口及拐角部位外，斷層貫穿洞室部位(如F4斷層貫穿安裝間、主變室及尾閘室西端洞段)對洞室的局部穩定和局部支護結構安全產生一定的影響。以安裝間為例，F4斷層貫穿處，頂拱下沉66 mm，較一般頂拱部位增加約90%，邊墻最大位移54 mm，較一般邊墻部位位移增加約60%；F4斷層穿過部位的錨桿最大拉拔力大多超過了350 kN。可見，F4斷層貫穿部位處的圍巖位移、支護結構受力均較正常部位有明顯的增加，施工中，應對該類似部位制定有針對性的加強支護措施，以保證洞室局部穩定性。

5.7 地震作用下圍巖穩定性分析

根據工程實際，取工況一(逆水流向，地震加速度-0.28 g)和工況二(順水流向，地震加速度0.28 g)進行了計算對比分析。分析結果表明：(1)地震作用下頂拱位移均變化小，最大變化不超過0.5 mm，水流方向變形變化較頂拱大，最大水平位移出現在廠房上游邊墻，兩工況下最大位移分別為89.95 mm、97.13 mm。總體上，地震工況下洞室圍巖產生了一定的增量位移，但不超過8 mm，小于10%。(2)地震工況下主廠房上游邊墻圍巖出現一定的小值拉應力，量值不超過-0.7 MPa；兩工況下最大壓應力主廠房頂拱分別為35.63 MPa、33.72 MPa，尾閘室頂拱分別為35.64 MPa、36.47 MPa。圍巖應力較未考慮地震作用時變化較小，不超過5%。(3)地震荷載對錨桿應力影響很小。兩工況下頂拱部位較正常工況錨桿應力變化小于3%。可見，地震作用對洞室穩定狀況影響較小，洞室穩定性和支護結構安全性是有保證的。

6 結 論

綜合上述計算分析成果，可得如下結論：

(1)硬梁包水電站廠區初始應力以構造應力為主，三大洞室區為中高應力區。當前主洞室軸線選擇合理，有效規避了最大主應力對洞室穩定的不利影響，同時兼顧了中間應力的影響。

(2)三大洞室頂拱拱角、高邊墻中部，交叉口部位等均發生了不同程度的應力集中現象，最大主應力可達約50MPa，但仍在圍巖強度承受范圍內；2D、3D模型下圍巖變形規律基本一致，量值總體不大。

(3)各洞室間巖柱塑性破壞區未出現貫通現象，洞室圍巖整體穩定性可控。但洞室高邊墻中下部、交叉口等部位塑性區分布相對較深，且破壞點連通性強，可能形成楔型不利組合，出現局部穩定問題。另外，斷層貫穿部位處的圍巖位移、支護受力均較正常部位有明顯的增加，應引起重點關注，并作好關鍵部位的弱面查勘，制定好針對性的加強支護預案。

(4)目前采用的支護處理深度和加固強度基本合適，錨桿(索)受力總體不大，滿足系統支護安全性要求。但為了充分發揮錨桿(索)作用，結合工程地質條件，洞室局部支護參數仍有一定的優化空間，以降低工程造價。

(5)考慮地震作用的計算分析結果表明，地震荷載對地下洞室群圍巖應力分布、洞周位移、錨桿(索)受力等均影響較小，洞室穩定性及支護結構安全性是有保證的。