雙江口水電站洞式溢洪道不良地質段圍巖穩定及開挖支護分析

周正軍，王觀琪，何 蘭

(中國電建集團成都勘測設計研究院有限公司，四川 成都 610072)

0 前 言

雙江口水電站為一等大(1)型工程，洞式溢洪道開挖斷面大、結構受力及運行環境復雜，且已開挖區域揭示洞室圍巖實際地質條件明顯比前期預測差。其中，在溢0+107 m～溢0+180 m洞段，新發現斷層破碎帶F3通過，斷層產狀總體為：N50°～60°W/NE∠80°～90°，與洞向夾角30°～40°，主錯帶寬約13 m，巖體以強風化～全風化為主，區段巖體呈碎裂結構～散體結構，節理短小且發育，開挖后頂拱及兩側均見有裂隙切割組合產生的掉塊，洞室自穩性差。此外，該洞段開挖過程中受巖體的應力調整和松弛卸荷、汛期雨水下滲等因素的影響，圍巖強度將進一步降低，存在施工期開挖安全風險。根據開挖揭露及地質判別情況，本文采用數值計算手段，對斷層F3及其影響段洞段圍巖穩定及支護措施進行了針對分析，旨在為該區段開展開挖支護設計決策提供有益參考。

1 計算理論及支護方案

1.1 計算理論

基于圍巖本構模型理論，計算中洞室圍巖采用摩爾-庫倫理想彈塑性本構[1-2]，其應力-應變關系如式(1)所示。

{dσ}=Ce({dε}-{dεp})

(1)

式中，{dσ}為應力增量，Pa；{dε}為應變增量，無量綱；{dεp}為塑性應變增量，無量綱；Ce為彈性剛度矩陣，Pa。

巖體的塑性屈服破壞準則如式(2)所示。

(2)

式中，J2為第二偏應力不變量，Pa2；θ為應力羅德角，(°)；φ為內摩擦角，(°)；I1為第一應力不變量，Pa；c為黏聚力，Pa。

設錨桿單元是一種一維理想彈塑性單元，僅能承受拉應力和壓應力，計算中采用FLAC 3D有限差分法軟件中自帶的錨桿單元。

1.2 計算方案

為對雙江口洞式溢洪道不良地質洞段采取針對性支護措施，主要對比了基礎支護方案(方案1)和加強支護方案(方案2)。

方案1：對于不良地質段0+107 m～0+150 m段，沿邊墻和頂拱設系統錨桿Φ28(L=6 m)、Φ32(L=9 m)，間排距2 m，長短間隔交錯布置，拱腳范圍加強兩排錨桿Φ32(L=9 m)，縱向間距2 m；0+150 m～0+180 m段沿邊墻設系統錨桿Φ28(L=4.5 m)、Φ32(L=6 m)，沿頂拱設系統錨桿Φ25(L=4.5 m)、Φ28(L=6 m)，間排距2 m，長短間隔交錯布置，拱腳范圍加強兩排錨桿Φ32(L=9 m)，縱向間距2 m。計算洞段系統錨桿單元如圖1所示。

方案2：考慮不良地質洞段巖性自穩能力較差，在方案1系統錨桿支護的基礎上根據斷層的走向在0+82.5 m～0+160 m段左邊墻和0+110 m～0+187.5 m段右邊墻增設450 kN預應力錨桿。增設預應力錨桿在邊墻自上而下分布4根，間距為3 m，排距為2.5 m。此時，計算洞段錨桿單元如圖2所示。

2 計算模型及參數

結合溢洪道的結構布置形式，考慮不良地質段距邊坡表面較近(進洞口方向最近約80 m)，且斷層影響范圍較大，選取溢洪道進口一帶的邊坡區域構建整體分析模型(見圖3)，其中不良地質體與洞式溢洪道空間關系如圖4所示。結合溢洪道已開挖區域揭露的地質特點，經過地質判別，在本文計算中圍巖物理力學參數取值見表1。

表1 計算圍巖物理力學參數取值

3 結果分析

3.1 初始地應力場計算結果

洞式溢洪道溢0+90 m～溢0+180 m段水平埋深約200 m，垂直埋深約150 m，圍巖為二云二長花崗巖，根據右岸平洞實測地應力成果推測洞式溢洪道圍巖地應力分布如下：0+042 m～0+07 m段，σ1=2～4 MPa，σ3=0～1 MPa；0+070 m～0+210 m段，σ1=8～12 MPa，σ3=1～2 MPa； 0+210 m～0+270 m段，σ1=14～18 MPa，σ3=2～4 MPa；0+270 m～0+430 m段，σ1=20～25 MPa，σ3=4～5 MPa。采用邊界法[3]通過反復試算生成初始應力場，以減小初始應力場對于圍巖塑性區發展的影響[4]，最終計算生成溢洪道圍巖σ1和σ3分布等值線(見圖5)，計算生成的初始地應力場與地質推測分布量值范圍基本一致。

圖5 溢洪道圍巖初始地應力場分布等值線(單位：MPa)

3.2 支護方案1計算結果

斷面開挖完成后圍巖整體向開挖臨空面變形。其中，不良地質段典型斷面沉降和水平位移最大值統計如表2所示。

表2 典型斷面水平和沉降變形最大值統計(支護方案1)

斷面開挖完成后，不良地質洞段洞室圍巖塑性發展明顯，局部洞段(0+90 m～0+140 m)邊墻的塑性區超過錨桿的錨固深度，具體如圖6～9所示。雖然大多數系統錨桿受力在設計抗拉范圍內，但局部錨桿受力最大達327 kN，超錨桿設計抗拉力。結合變形和塑性區計算成果，從限值變形和約束塑性發展的角度，有必要對不良地質洞段進一步加強支護。

圖6 0+90 m斷面圍巖塑性區和錨桿受力示意 圖7 0+110 m斷面圍巖塑性區和錨桿受力示意

由以上計算結果分析可知，全斷面開挖完成后圍巖未發生整體塑性流動，但局部洞段存在錨桿的拉力超過錨桿的極限抗拉力。

圖8 0+130 m斷面圍巖塑性區和錨桿受力示意 圖9 0+140 m斷面圍巖塑性區和錨桿受力示意

3.3 支護方案2計算結果

在系統錨桿的基礎上，為進一步限制下挖過程中邊墻的塑性區和變形發展，按方案2增設預應力錨桿，結合方案1洞室圍巖開挖后塑性區發展情況，增設預應力錨桿，擬定長度為18 m。此時斷面開挖完成后不良地質段典型斷面沉降和水平位移最大值統計如表3所示。對比方案1，洞室圍巖向臨空面變形減小。

表3 典型斷面水平和沉降變形最大值統計(支護方案2)

結合圍巖塑性區分布(見圖10～13)可知，在系統錨桿支護+局部預應力錨桿支護下，斷面開挖完成后洞室圍巖雖仍存在塑性區，但塑形區基本在支護系統范圍內。

此時，0+90 m斷面系統錨桿的最大拉力為88.5 kN、0+110 m斷面系統錨桿的最大拉力為136.3 kN、溢0+130 m系統錨桿的最大拉力為146.7 kN、溢0+140 m斷面系統錨桿的最大拉力為167.7 kN、溢0+150 m斷面系統錨桿的最大拉力為274.5 kN。結合溢0+90 m～0+150 m斷面系統錨桿的受力分布可知，沿斷層及其影響帶錨桿受力較大，錨桿的最大受拉力為284.4 kN，小于對應錨桿的設計極限抗拉能力。

圖10 0+90 m斷面圍巖塑性區分布范圍 圖11 0+110 m斷面圍巖塑性區分布范圍

圖12 0+130 m斷面圍巖塑性區分布范圍 圖13 0+140 m斷面圍巖塑性區分布范圍

3.4 計算結果與監測成果對比

截至當前，F3斷層及其影響帶洞段施工開挖還有約5 m未完成。此時洞式溢洪道多點位移計孔口累計位移最大值22.59 mm，位于樁號0+130 m左邊墻高程2 479 m處。該部位發育F3斷層變形主要發生在邊墻下臥開挖期間，目前變形尚未完全收斂，變形監測結果小于計算值。

洞式溢洪道錨桿應力較大的部位有樁號0+090 m左拱腳處(350.97 MPa)、樁號0+090 m右拱腳處(262.57 MPa)、樁號0+147 m右邊墻高程2 485 m處(242.46 MPa)，小于錨桿設計抗拉強度，雖然量值與計算結果有些差異，但揭示的規律基本一致。

4 結 論

采用三維有限差分法對雙江口溢洪道不良地質洞段開展開挖支護分析，初步結論如下：

(1)常規系統錨桿支護下，溢0+150 m斷面頂拱拱腳處局部錨桿受力稍超錨桿極限抗拉強度；溢0+110 m～溢0+140 m洞段，圍巖塑性區超過系統錨桿的錨固深度，應從約束塑性區發展和限值變形的角度對溢0+110 m～溢0+150 m洞段加強支護。

(2)在常規系統錨桿支護的基礎上，在溢0+82.5 m～溢0+187.5 m洞段邊墻上增加450 kN預應力錨桿，此時預應力錨桿穿過圍巖塑性區且系統錨桿承受的最大拉力小于錨桿的極限抗拉力，措施可行。

(3)計算中，假定錨桿與錨桿周圍圍巖接觸完好且不存在拉斷或拉脫現象，計算成果仍需要結合現場拉拔試驗驗證，實際實施中需保證預應力錨桿的作用效果。

(4)當前洞式溢洪道多點位移計孔口累計位移最大值22.59 mm，變形主要發生在邊墻下臥開挖期間，目前變形尚未完全收斂，需結合后續監測持續跟蹤。