猴子巖水電站尾調室圍巖變形破壞機理及加固處理措施研究

李治國，羅乾坤

(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

猴子巖水電站位于四川省甘孜藏族自治州康定縣境內，是大渡河干流水電規劃調整推薦22級開發方案的第9個梯級電站，上游為丹巴水電站，下游為長河壩水電站。電站采用壩式開發，樞紐建筑物主要由攔河壩、兩岸泄洪及放空建筑物、地下引水發電系統等組成。引水發電系統布置于大渡河右岸，采用首部式地下廠房，電站裝機容量1 700 MW(4×425 MW)。

發電廠房布置于大渡河右岸略靠壩軸線上游山體內，縱軸線方向為N61°W，左上角距壩軸線鉛直面約100 m，順壩軸線方向距右壩肩約200 m。廠房最小垂直埋深約380 m，最小水平埋深約250 m。其中，廠房為219.5 m×29.2 m×68.7 m(長×寬×高)，主變室為139 m×18.8 m×25.2 m(長×寬×高)，尾調室為140.5 m×23.5 m×75.0 m(長×寬×高)；三大洞室平行布置，尾水調壓室中心線和廠房頂拱中心線間距為134.9 m，主變室與廠房和尾水調壓室間巖柱厚度分別為45.0 m和44.75 m。

地下廠房洞室群規模巨大，地質條件復雜，地應力較高，巖體強度相對較低。在尾調室開挖至Ⅵ層(見圖1)時，尾調室拱腳部位出現不同程度破壞，如混凝土噴層開裂、脫落等。

圖1 尾調室開挖分層(單位：m)

2 工程地質條件

猴子巖水電站地下廠房洞室群地處深山峽谷區，新構造運動總體特點以整體間歇性強烈抬升為主，區域構造應力最大主應力方向表現為近EW向或NWW～SEE向。巖體以堅硬較完整變質灰巖為主，易于蓄集較高的應變能，地應力值相對較高，為區域構造應力場與地形自重應力場疊加的結果。實測地應力表明：廠區實測最大地應力為36.43 MPa，第二主地應力也較高，達到29.8 MPa，屬于高地應力區，地應力測試成果見表1。

表1 巖體空間應力測試成果

據勘探平洞揭示，地下廠區無區域斷裂通過，僅主機間上游發育一條寬1.0～1.5 m的斷層F1-1，其他結構面為次級小斷層、擠壓破碎帶和節理裂隙，廠房部位巖體完整性總體為較完整～完整，圍巖以Ⅲ1類為主，主要結構面見圖2。

圖2 地下廠房區1 704.9 m高程工程地質平切示意

廠房軸線為N61°W，與廠區最大主應力σ1方向夾角為0°～20°，與廠房區主要結構面(層面裂隙及順層擠壓帶走向N50°～70°E)夾角為50°～70°，呈大角度相交，對圍巖穩定有利。

3 尾調室圍巖變形破壞現象

3.1 混凝土噴層開裂

2013年9月經現場調查，在尾調室上游側廠橫0+60 m～0+136 m拱腳部位(高程1 736.5 m)混凝土噴層多以水平向開裂為主，局部出現噴層剝落現象。在廠橫0+126 m～0+136 m上游拱腳處裂縫張開較大，局部最大可達5～8 cm。

3.2 圍巖拉張、剪張破壞

在1號尾調室右端墻以及1號尾調室上游邊墻的底部，圍巖次生結構面陡傾于臨空面，傾角大多為65°～75°，圍巖成薄片狀，巖體破碎。圖3為1號調壓室上游邊墻底部圍巖狀況，結構面陡傾于洞內；圖4為1號調壓室右端墻至上游邊墻底部圍巖狀況，結構面陡傾于洞內，在拐角處弧狀過渡。

圖3 1號調壓室上游邊墻底部圍巖拉張破壞 圖4 1號調壓室上游邊墻-右端墻底部圍巖張剪破壞

4 破壞機理分析

4.1 監測成果反饋分析

4.1.1 三維數值計算模型

對猴子巖地下廠房所處的右岸山體，截取有限元計算范圍，X方向由上游指向下游，截取長度為528.7 m；鉛直向Y底部取至1 400.0 m高程，頂部延伸至山頂；Z方向由岸坡指向山里，截取長度為425.40 m(廠橫0+282.2 m至廠橫0-143.20 m)。三維建模時根據地質剖面，嚴格模擬巖層界面、地形和斷層等地質特征。離散中充分反映了斜坡地形地質條件對地下工程的影響，巖體均采用三維八節點六面體等參實體單元及其退化單元模擬，錨桿和錨索均采用桿單元。三維網格劃分節點數73 496，單元數80 761。數值計算模型見圖5。

圖5 地下廠房洞室群開挖區的三維數值計算模型

4.1.2 分級開挖后圍巖變形特征

根據第4級開挖支護結束后的位移監測數據進行第4級監測反饋分析，并預測第6級和第8級開挖完成后的結果。從開挖后的位移分布(見圖6)可以看出，尾調室上游邊墻變形大于下游邊墻，頂拱變形小于邊墻變形；從第4級開始，隨著洞室下臥，尾調室頂拱變形逐漸回彈，尾調室邊墻的變形持續增長，每級開挖的最大變形均出現在邊墻中部區域。

圖6 尾調室典型剖面各層開挖變形輪廓(單位：mm)

4.1.3 分級開挖后圍巖應力分布

圖7為尾調室分級開挖后典型剖面應力矢量示意，洞周應力分布規律如下：尾調室上下游拱腳部位出現應力集中現象，邊墻水平向卸荷程度大、豎向有一定程度加載，且邊墻中部有近水平向的拉應力出現；在第4級開挖后上游拱腳最大主應力接近環向、達到120 MPa，最小主應力接近徑向、僅有9 MPa，懸殊的主應力差導致該部位發生壓裂，下游拱腳應力集中程度比上游好，在第4級開挖后最大主應力114 MPa、最小主應力近17 MPa；隨著開挖下臥，到第8級開挖完成以后，上游拱腳最大主應力增長為150 MPa，而最小主應力沒有發生明顯變化，因此隨著洞室下臥，拱腳的應力集中程度進一步增加。

圖7 尾調室典型剖面各級開挖應力矢量示意

4.1.4 分級開挖后圍巖塑性區分布

尾調室洞周塑性區深度隨著開挖下臥持續增加，第4級開挖后，上下游邊墻的塑性區深度分別為9.46 m、9.89 m，到第6級開挖后，相同部位的塑性區深度增長為12.05 m、11.86 m；上下游邊墻的塑性區深度相差不大；若不采取加強支護措施，僅在當前支護強度下，當第8層開挖完成后，尾調室上游邊墻下部的塑性區范圍基本與尾水連接洞和主變下游邊墻貫通(見圖8)。

圖8 典型剖面塑性區分布

4.2 圍巖破壞機理分析

4.2.1 尾調室拱腳

尾調室上游拱腳整體為Ⅲ1類巖，局部為Ⅲ2類巖，完整性好，僅局部有小型擠壓破碎帶，上游拱腳出現的混凝土噴層開裂現象不是由巖體地質缺陷引起的。

尾調室內的地應力測點SPD1-2和靠近尾調的兩個地應力測點SPD1-3、SPD1-4的實測地應力見表1，將實測地應力投影到尾調室橫剖面上，其投影應力分布見圖9。可見，橫剖面的投影地應力存在偏壓現象，平均偏壓角度約28°，投影的大主應力偏水平向、小主應力偏豎直向，但大主應力與小主應力量值相差不大，平均相差5.5 MPa，因此推測尾調室存在一定程度偏壓。反饋分析結果也表明尾調室上下游拱腳部位出現應力集中，且上游拱腳的應力集中程度大于下游拱腳，在第4級開挖后，上游拱腳最大主應力接近環向、達到120 MPa，最小主應力接近徑向、僅有9 MPa。懸殊的主應力差導致該部位發生壓裂，到第8級開挖完成以后，上游拱腳最大主應力增長為150 MPa，而最小主應力沒有發生明顯變化。因此，隨著洞室下臥，拱腳的應力集中程度進一步增加。

圖9 尾調室地應力測點應力在尾調橫剖面的應力分布

尾調室上游拱腳部位的混凝土噴層開裂是由應力集中引起的巖體時效破壞現象，其變形破壞過程為：應力集中區的應力超過表層巖體的強度，表層巖體發生劈裂片幫破壞，應力集中區往巖體內部轉移，如果此時為片幫巖體提供一個法向壓力(圍壓)，使巖體的破壞模式從壓致劈裂破壞轉變為壓剪破壞，后者的抗破壞能力遠高于前者，并且提供的法向壓力越大，抗破壞強度越高，巖體則越難破壞。數值分析表明，下游拱腳的受力情況與上游拱腳相似，應力集中程度與上游拱腳相比偏好，尚未出現明顯的混凝土噴層開裂。從開挖后的監測資料看，尾調室拱腳部位整體穩定，圍巖破壞深度也不大，但由于上下游拱腳僅有混凝土噴層和錨桿支護，且上游拱腳噴層已出現開裂、部分錨桿超限，二者所起的支護作用被削減，巖體強度也隨之降低，應力峰值不能在某個強度足夠的點穩定下來，松弛區往深部擴展，表現出時效變形破壞現象。因此，考慮在上下游拱腳增加預應力錨索，為巖體提供足夠的圍壓，由于偏壓的存在，上游拱腳的支護強度應大于下游。

4.2.2 尾調室邊墻

尾調室邊墻巖體以Ⅲ1類為主，開挖揭示的地質條件良好。從巖層產狀來看，尾調邊墻巖體的片幫剝落與巖體的原生結構面無關，巖體的片幫不是原生結構面張開導致的，而是高地應力下開挖卸荷引起的。

監測反饋分析及預測結果反映出如下現象：①從第4層開始，隨著洞室下臥，尾調室頂拱變形逐漸回彈，尾調室邊墻的變形持續增長，每級開挖的最大變形均出現在邊墻中部區域；②尾調室上下游邊墻水平向卸荷程度大、豎向有一定程度加載，且邊墻中部有近水平向的拉應力出現；③尾調室由于高邊墻作用，其塑性破壞區深度增長較快，現有支護強度偏弱。

對尾調上游邊墻從高程1 738.5 m至高程1 708 m范圍、下游邊墻高程1 728 m至高程1 708 m范圍增加錨索支護，當第8層開挖完成以后，尾調上游邊墻的塑性區深度為9.74 m、下游為10.01 m，塑性區深度明顯降低，邊墻受力情況轉好，加固與不加固兩種方案計算的塑性區體積變化過程見圖8。

5 處理措施及效果

5.1 處理措施

根據開挖揭示的地質條件、變形破壞特征、監測、檢測、數值分析等成果，針對尾調室變形破壞采取的主要措施為：

(1)尾調室上游拱腳增加三排錨索，尾調室下游拱腳增加一排錨索；

(2)對上下游邊墻中上部采取系統錨索加強，對特殊地質條件部分進行局部加強處理；

(3)適當提高尾調室中隔墻對穿錨索噸位，提高中隔墻體的完整性以增強其對上下游邊墻的支撐作用；

(4)采用帶尾墊板錨桿，抑制邊墻的淺層變形破壞；

(5)加密錨索布置，將尾調室上下游邊墻下部錨索間距由4 m調整為3 m。

5.2 支護效果

截至2018年9月18日，尾調室圍巖變形監測成果顯示：頂拱和上游邊墻、拱腳和下游邊墻，及拱腳最大位移分別為39.72 mm、118.83 mm和100.67 mm，2018年6月13日— 2018年9月18日期間，日平均最大變形速率分別為0.001 mm/d、0.004 mm/d和0.018 mm/d，變形速率微小，圖10和圖11為尾調室上下游邊墻(廠橫)0+116.30 m四點式位移計孔口位移特征線。從圖10～11可以看出，尾調室位移增加主要發生在開挖和爆破期間，變形已趨于收斂。因此，對尾調室拱腳、邊墻及中隔墻采用加強處理措施后，洞室圍巖穩定，加強支護效果較好。

圖10 2號尾調室上游邊墻((廠橫)0+116.30 m、1 735.30 m高程)M4CF5-18位移過程線

圖11 2號尾調室下游邊墻((廠橫)0+116.30 m、1 716.10 m高程)M4CF5-26位移過程線

6 結 語

(1)尾調室上游拱腳部位，混凝土噴層開裂是開挖過程中應力集中引起的巖體時效破壞現象，其變形破壞過程為：應力集中區的應力超過表層巖體的強度，表層巖體發生劈裂片幫破壞，應力集中區往巖體內部轉移，通過為巖體提供一個法向壓力(圍壓)，使巖體的破壞模式從劈裂破壞轉變為壓剪破壞，且后者的抗破壞能力遠高于前者。因此，可通過在拱腳增加預應力錨索，為巖體提供足夠的圍壓，避免圍巖進一步破壞。

(2)邊墻的變形破壞帶有整體性趨勢，這主要是由于洞室處于強烈壓縮環境中，地應力高，而巖體強度相對較低，開挖卸荷后引起了較大的變形。圍巖變形破壞分布與地應力分布規律密切相關，總體上受地應力方向控制，同時巖層層面、斷層及節理裂隙等加劇了這種破壞效應，對高邊墻應適當加強深層支護。

(3)受高地應力影響，尾調室拱腳和邊墻圍巖出現了不同程度的變形破壞。通過分析研究，對尾調室采取加強處理措施后，監測成果表明，加固支護后洞室圍巖穩定。由于多數監測儀器的安裝滯后于開挖，因此監測儀器測值往往存在損失變形，建議類似工程通過附屬洞室提前實施監測儀器的預埋，為動態設計提供依據。