郭 益，陳 洋，蔣裕飛，殷子文，胡天明，張繼勛

(1.中國水利水電第七工程局有限公司，四川 成都 610213；2.河海大學(xué)，江蘇 南京 210098)

固增水電站引水隧洞位于木里河左岸，引水線路處于高山峽谷地貌區(qū)，地質(zhì)構(gòu)造較為復(fù)雜且存在規(guī)模較大的斷層破碎帶。巖體中隨機(jī)發(fā)育小斷層、擠壓破碎帶和層間錯動帶，層內(nèi)揉皺、撓曲等褶皺現(xiàn)象也較發(fā)育，地下水在過溝段、斷層帶、裂隙密集帶較活躍，尤其4號主洞通過以炭質(zhì)板巖為主的地層，巖層的走向與洞軸線夾角較小，炭質(zhì)板巖較為破碎、松散，圍巖的承載能力較低[1]，故在施工過程中可能引發(fā)大變形，影響圍巖穩(wěn)定。而現(xiàn)場監(jiān)測資料顯示，4號主洞部分洞段出現(xiàn)變形異常、收斂緩慢的情況，因此需對其采取一定的控制措施以改善圍巖的變形情況和受力狀態(tài)。

控制炭質(zhì)板巖隧洞大變形的措施主要從2個方面考慮：一是合理的開挖施工工法[2]；二是選擇合理的支護(hù)方式[3]。設(shè)計開挖工法時應(yīng)在考慮現(xiàn)場地應(yīng)力分布特點的基礎(chǔ)上適時制定，以減少對圍巖的擾動，充分發(fā)揮其自承能力，這是控制圍巖大變形的根本方法。而針對已出現(xiàn)大變形的軟巖隧洞，支護(hù)結(jié)構(gòu)的作用就顯得十分重要[4]。支護(hù)系統(tǒng)通過約束圍巖變形以調(diào)整其受力狀態(tài)，合理的支護(hù)形式既能充分發(fā)揮調(diào)節(jié)作用，又能夠保持自身的穩(wěn)定運行[5]，在符合當(dāng)前以新奧法的基本思想作為隧洞施工指導(dǎo)思想的前提下[6]，也可以保障工程在安全性與經(jīng)濟(jì)性之間尋求平衡。鑒于此，本文針對固增水電站引水隧洞開挖過程中出現(xiàn)大變形處的斷面，采取加強(qiáng)支護(hù)的控制措施改善圍巖的穩(wěn)定狀態(tài)，分析支護(hù)措施對其變形的影響以及支護(hù)結(jié)構(gòu)自身的穩(wěn)定情況，并結(jié)合工程實際，提出一些大變形控制措施的探討。

1 炭質(zhì)板巖段大變形及影響因素

固增水電站引水隧洞起于小溝河溝口下游約0.4 km，至曼念吉岡溝口下游約300 m的木里河左岸Ⅰ級階地建地面廠房發(fā)電，線路全長約11.06 km。根據(jù)地層巖性和斷層的發(fā)育情況，將引水隧洞線從進(jìn)水口至調(diào)壓井按工程地質(zhì)條件分為六大段，其中出現(xiàn)大變形現(xiàn)象的4號主洞部分位于第五段，埋深在300 m左右，穿越索根、曼念吉岡斷層段，斷層帶及影響帶巖體破碎，地下水較豐富，斷層帶圍巖類別為Ⅴ類。圍巖不穩(wěn)定，且存在涌水的可能。該區(qū)域軟巖地段的變形有以下特點。①破壞類型有以下幾種形式：邊墻擠壓內(nèi)鼓(圖1)、底板隆起、局部塌方(圖2)、噴混凝土開裂(圖3)、初期支護(hù)鋼筋網(wǎng)彎曲等。②變形量較大。側(cè)墻最大變形26.2 cm，底部隆起最大變形32.7 cm，一般變形量均在19、24 cm以上。③變形速率較高。初期收斂速度最大達(dá)到16.9 mm/d。④變形收斂持續(xù)時間長。根據(jù)現(xiàn)場的監(jiān)測數(shù)據(jù)可知，圍巖變形穩(wěn)定收斂大都在100 d左右。⑤圍巖變形的空間分布不對稱，底板隆起變形大于側(cè)墻水平變形，側(cè)墻水平變形明顯大于頂拱下沉量。

圖1 側(cè)墻內(nèi)鼓

圖2 局部塌方

圖3 噴層開裂

陳宗基[7]認(rèn)為，隧洞開挖后的長期穩(wěn)定性取決于巖體的長期強(qiáng)度，進(jìn)行穩(wěn)定分析時應(yīng)考慮巖體的流變特性，并在此基礎(chǔ)上總結(jié)了圍巖收斂的機(jī)理，主要包括擴(kuò)容和撓曲、塑性楔體滑移、圍巖回彈、內(nèi)應(yīng)力釋放和圍巖膨脹5個方面。一般來說，大變形的產(chǎn)生不是單一機(jī)理的作用，而是多種機(jī)理綜合作用下的結(jié)果[8-9]。

固增水電站引水隧洞的大變形洞段處地應(yīng)力水平較高，經(jīng)反演分析圍巖最大垂直正應(yīng)力為9 MPa左右，最大水平正應(yīng)力為14 MPa左右；側(cè)壓力系數(shù)λ在1.6左右，水平應(yīng)力明顯大于垂直應(yīng)力，在一定程度說明了側(cè)墻水平位移普遍偏大的原因。巖體性質(zhì)軟弱，以炭質(zhì)板巖為主，而炭質(zhì)板巖作為常見的軟巖類型之一，遇水和風(fēng)化易崩解，其變形表現(xiàn)出明顯的蠕變特征，且變形機(jī)理直接受到巖層結(jié)構(gòu)的影響。

隧洞開挖后，會對原始平衡狀態(tài)的初始地應(yīng)力場產(chǎn)生擾動，應(yīng)力重新分布，相對較高的應(yīng)力水平易導(dǎo)致層狀巖體進(jìn)一步破碎，圍巖的承載能力降低。且地質(zhì)勘探資料表明，4號主洞附近的地下水活動中等，由于圍巖自身較為破碎，巖體性質(zhì)遇水劣化效應(yīng)突出，使得圍巖的自穩(wěn)能力急劇下降，導(dǎo)致層狀巖體剪斷或解體，在順巖層向發(fā)生滑移并伴隨彎曲，而當(dāng)彎曲超過限值時會出現(xiàn)層間拉裂的現(xiàn)象[10]。而因巖層的走向與洞軸線的夾角較小，將加劇層間拉裂的程度，使巖體裂隙進(jìn)一步擴(kuò)展，更多的地下水滲入。同時，炭質(zhì)板巖遇水會產(chǎn)生一定的圍巖膨脹性壓力[11]，巖體應(yīng)力達(dá)到屈服面時，巖體產(chǎn)生塑性變形，隨著時間的推移也可能發(fā)生塑性流動。塑性流變會使得圍巖產(chǎn)生較大變形，增大支護(hù)結(jié)構(gòu)的工作壓力，嚴(yán)重時將會引起邊墻開裂等破壞[12]。

此外，在施工中鋼拱架架設(shè)等支護(hù)系統(tǒng)施加的不及時不平順，以及超欠挖產(chǎn)生的應(yīng)力集中等因素都會增大洞室的變形，產(chǎn)生大變形[13]。

2 初始地應(yīng)力場

由于本項目沒有實測地應(yīng)力場數(shù)據(jù)，因此在進(jìn)行數(shù)值分析時采用了基于位移監(jiān)測數(shù)據(jù)的反分析方法反演初始地應(yīng)力場，以獲得與實際相符的結(jié)果。具體監(jiān)測數(shù)據(jù)見圖4。

圖4 7+318斷面(4號主洞典型大變形段)變形監(jiān)測統(tǒng)計

三維初始地應(yīng)力場的擬合有很多種方法，郭懷志等[14]提出用有限元數(shù)學(xué)模型回歸分析初始應(yīng)力場的方法，采用三維空間力學(xué)模型，在計算過程中引入數(shù)理統(tǒng)計中的多元回歸分析原理，能夠反映山體地形、地貌、地質(zhì)構(gòu)造及巖體參數(shù)對初始應(yīng)力場的影響，以圍巖變形為目標(biāo)變量。

本工程的初始地應(yīng)力場和巖體參數(shù)采用位移反分析法[15]得出，具體過程如下：先在給定的范圍內(nèi)選取一組巖體參數(shù)初值，通過數(shù)值計算得到該參數(shù)下的初始地應(yīng)力場和洞室圍巖擾動區(qū)的位移場；將計算得到的位移場結(jié)果與實測位移值作對比，得到殘差平方和作為誤差函數(shù)；在允許的范圍內(nèi)不斷修改優(yōu)化巖體參數(shù)并進(jìn)行迭代計算，直到誤差函數(shù)取到最小極值，此時有限元計算用到的計算參數(shù)可視為現(xiàn)場巖體的材料參數(shù)，與之對應(yīng)的地應(yīng)力水平可作為工程的初始地應(yīng)力場。反演得到斷面洞軸線附近地應(yīng)力計算結(jié)果見表1，斷面編號為7+318。

表1 初始地應(yīng)力計算結(jié)果

3 數(shù)值計算分析

3.1 計算模型與計算參數(shù)

選取4號主洞的典型斷面(7+318斷面)作為分析計算區(qū)域，采用ABAQUS有限元計算軟件建立計算域三維有限元模型，剖分網(wǎng)格見圖5。模型的兩側(cè)和上下邊界均距隧洞中心線50 m，大于5倍的洞徑，沿水流方向隧洞長度取為120 m，計算域內(nèi)隧洞埋深取305 m。邊界約束模型底部X、Y、Z3個方向的位移，左右側(cè)固定Y方向位移，前后側(cè)固定X方向位移，頂部為自由面，用于承擔(dān)上覆巖體的自重應(yīng)力，側(cè)面施加鏈桿約束和位移約束相結(jié)合的方式。材料力學(xué)參數(shù)見表2。

圖5 三維彈塑性有限元計算模型

表2 計算斷面材料力學(xué)參數(shù)

支護(hù)模擬，錨桿采用T3D2桿單元模擬，工字鋼以B31梁單元模擬，其具體形狀采用面積與慣性矩等效方法加以考慮。由于7+318斷面變形較大，為保證圍巖穩(wěn)定，采取支護(hù)優(yōu)化作為變形的控制措施，表現(xiàn)為加密錨桿間距、增大錨桿長度，將工字鋼底部封閉等措施(圖6)。具體支護(hù)參數(shù)為噴混凝土10 cm，掛網(wǎng)φ6.5@150×150，錨桿型號φ25L=6 m，間排距0.8 m，襯砌厚度60 cm，回填灌漿頂拱120°，固結(jié)灌漿每排10孔，工字鋼工I16間距0.8 m，作封閉處理。計算過程中考慮施工工況和運行工況，工況參數(shù)的選取見表3。巖體采用彈塑性模型，D-P屈服準(zhǔn)則，錨桿、鋼支撐等采用彈性模型。

圖6 工字鋼底部封閉示意

3.2 結(jié)果分析

3.2.1圍巖穩(wěn)定性

無支護(hù)狀態(tài)與支護(hù)參數(shù)優(yōu)化后，圍巖變形分布見圖7。從圖上可以看出，有、無支護(hù)2種不同狀態(tài)下，圍巖的豎向位移變化規(guī)律相似，均為底板位移大于頂拱位移，與監(jiān)測位移資料相符。從數(shù)值上看，未實施支護(hù)時，底板隆起值達(dá)29.76 cm，支護(hù)優(yōu)化后，底板隆起最大值為3.83 cm，兩者相差25.93 cm，降低了87.1%，說明底板中部的大變形得到了有效的控制。從塑性區(qū)開展深度來看，未支護(hù)時塑性區(qū)開展深度約5.5 m，已超過灌漿圈厚度，而優(yōu)化支護(hù)后塑性區(qū)開展深度縮小至3.5 m，相差36.4%，圍巖穩(wěn)定性改善效果明顯。綜合圍巖穩(wěn)定判別的各項指標(biāo)可以看出，將優(yōu)化支護(hù)作為炭質(zhì)板巖大變形段的支護(hù)方案，可以對圍巖穩(wěn)定起到很好的控制作用，其在減小圍巖變形情況和改善受力狀態(tài)方面能夠發(fā)揮積極作用。

a)無支護(hù)開挖后圍巖豎向位移(m)

b)支護(hù)優(yōu)化開挖后圍巖豎向位移(m)

c)無支護(hù)塑性區(qū)開展范圍

d)支護(hù)優(yōu)化塑性區(qū)開展范圍

3.2.2支護(hù)體系穩(wěn)定性

由前述分析可知，采取支護(hù)控制措施能夠約束水工隧洞破碎帶部位的大變形，為探究支護(hù)系統(tǒng)的長期穩(wěn)定運行和安全，分別計算了施工工況和運行工況錨桿與工字鋼的受力，結(jié)果見圖8。運行工況內(nèi)水水頭取為50 m。錨桿整體受拉，最大拉應(yīng)力分布于邊墻處，頂拱處受力較其他位置相比亦較大，最大拉應(yīng)力251.7 MPa，且大部分受力均在200 MPa范圍內(nèi)。而工字鋼的受力狀態(tài)為整體表現(xiàn)為受壓，壓應(yīng)力的較大部位為頂拱末端附近，達(dá)265.1 MPa，因其主要作用是承擔(dān)圍巖壓力，發(fā)揮抑制頂部圍巖下沉的功效。綜合錨桿和工字鋼在施工期和運行期的受力情況，結(jié)合規(guī)范[16]中所規(guī)定的抗拉、抗壓強(qiáng)度需在300 MPa之內(nèi)的要求，認(rèn)為支護(hù)體系能夠保持穩(wěn)定。

a)施工期錨桿最大拉應(yīng)力

b)施工期工字鋼最大壓應(yīng)力

c)運行期錨桿最大拉應(yīng)力

d)運行期工字鋼最大壓應(yīng)力

3.2.3襯砌結(jié)構(gòu)受力分析

實施支護(hù)措施前后襯砌運行期所受應(yīng)力的計算結(jié)果見圖9。無支護(hù)與加強(qiáng)支護(hù)狀態(tài)下，襯砌受力規(guī)律相似，無論是順?biāo)鞣较蜻€是垂直水流方向，應(yīng)力峰值均出現(xiàn)于邊墻和底板交接處，應(yīng)力集中范圍小，在襯砌厚度的1/3內(nèi)有快速衰減。其中，加強(qiáng)支護(hù)后，順?biāo)鞣较驊?yīng)力峰值從1.55 MPa降至1.29 MPa，降低16.8%，雖峰值降低幅度不大，但襯砌大部分區(qū)域的應(yīng)力水平降至0.60 MPa；垂直水流方向應(yīng)力峰值從6.51 MPa降至3.62 MPa，減小44.4%，大部分應(yīng)力水平在1.75 MPa左右。由此可以看出，采取支護(hù)強(qiáng)化措施后襯砌在運行期的受力狀態(tài)得到了明顯的改善，有利于減少襯砌配筋量，保證隧洞運行的長期穩(wěn)定安全。

a)無支護(hù)運行期順?biāo)鞣较蛘龖?yīng)力

b)無支護(hù)運行期垂直水流方向正應(yīng)力

c)支護(hù)優(yōu)化運行期順?biāo)鞣较蛘龖?yīng)力

d)支護(hù)優(yōu)化運行期垂直水流方向正應(yīng)力

4 結(jié)語

本文結(jié)合固增水電站分析了炭質(zhì)板巖洞段大變形機(jī)理，基于現(xiàn)場監(jiān)測資料反演了初始地應(yīng)力場，通過數(shù)值模擬提出了圍巖穩(wěn)定加固控制措施，主要結(jié)論如下。

a)固增水電站引水隧洞炭質(zhì)板巖引發(fā)的大變形具有變形量大、變形速率不易收斂的特性，主要受到圍巖所處地應(yīng)力狀態(tài)、地質(zhì)構(gòu)造、初期支護(hù)強(qiáng)度不足的影響。

b)在進(jìn)行圍巖參數(shù)反分析的基礎(chǔ)上進(jìn)行數(shù)值模擬，證實通過適時強(qiáng)力支護(hù)對圍巖大變形進(jìn)行控制會取得很好的效果。計算分析結(jié)果表明，鋼筋錨桿、鋼拱架間距控制在0.8 m以內(nèi)，錨桿長度6 m；掛網(wǎng)噴混凝土厚度在10～15 cm；固結(jié)灌漿深度在4.5 m，可以有效控制該洞段圍巖變形，確保隧洞長期安全運行。

c)大變形控制可從設(shè)計和施工2個階段考慮，選擇合理的斷面型式和支護(hù)方案可以在變形發(fā)生前對其起到抑制作用。在施工過程中，要加強(qiáng)技術(shù)管理和監(jiān)測資料的適時反饋，以便及時對支護(hù)措施進(jìn)行調(diào)整，在保證隧洞安全的前提下實現(xiàn)施工成本控制。