徐向东

（新疆兵团勘测设计院（集团）有限责任公司,新疆 石河子 832000）

0 引言

竖井开挖和支护是一项复杂的工程,基于刚塑性极限平衡理论设计出安全、经济、合理的支护方式并不容易[1]。由于数值模拟方法在计算实际单元受力和位移形变具有很大优势,因此在竖井开挖前对其进行数值模拟能有效分析其变形破坏方式,进而优化其支护方式。本文将FLAC3D运用于新龙口电站竖井开挖支护的优化设计中,有效克服了理论方法的不足,为支护工程设计优化提供了有效途径。

1 工程概况及模型建立

1.1 工程概况

新龙口电站,设计引水流量48.5 m3/s,电站装机136 MW,主要由泄水陡坡、前池、压力管道和厂房等主要建筑物组成。前池、泄水陡坡、压力钢管、电站厂房为2 级建筑物,其他临时建筑物为4级。

1.2 计算模型

竖井段选取高程993.8 m～1170.8 m范围建立大三维竖井模型进行分析,见图1。计算模型总节点数366420 个,总单元数356950 个,模型顶部埋深56.1 m,洞身围岩岩性为下更新统西域砾岩,可分为两层：上部青灰色、灰白色,泥质弱胶结,厚度30 m～123 m,天然密度2.33 g/cm3,抗剪断强度凝聚力150 kPa,内摩擦角39°,变形模量500 MPa,竖井埋深89 m以上部分位于该层；下部土黄色,天然密度2.41 g/cm3,抗剪断强度凝聚力250 kPa,内摩擦角44°,变形模量700 MPa。

图1 竖井段三维模型上下层岩体分层示意图

2 支护方案分析

竖井段按3 m进尺逐步开挖,设计如表1所示的四种开挖支护方案,分别计算：（1）方案0：毛洞开挖不施加支护,（2）方案1：紧跟掌子面施加型钢拱架+喷层+锚杆,不施加钢筋混凝土衬砌；（3） 方案2：紧跟掌子面施加型钢拱架+喷层+锚杆,落后掌子面3 m施加钢筋混凝土一次衬砌；（4） 方案3：紧跟掌子面施加型钢拱架+喷层+锚杆,落后掌子面3 m施加钢筋混凝土一次衬砌,一次衬砌中采用环向单层配筋及纵向配筋。

表1 β 值计算成果表

2.1 方案0

竖井段按3 m进尺逐步开挖,计算毛洞开挖不施加支护方案下,开挖完成后围岩变形及塑性区,见图2～图3,开挖完成后围岩变形合位移最大值约3.25 cm,围岩X向（和Y向）位移最大值3.24 cm,随埋深增大而增大,最大塑性区深度1.54 m。

图2 隧洞开挖完成后围岩合位移/m

图3 围岩塑性区范围示意图

高程1170 m处截面不支护开挖完成后,该高程围岩变形合位移最大值为1.6 cm,最大塑性区深度为1.03 m。高程1110 m处截面处于上下层岩层交界处,不支护开挖完成后,该高程围岩变形合位移最大值为2.8 cm,最大塑性区深度为1.54m,大部分洞壁塑性区深度为1.03 m。

2.2 方案1

方案1 考虑竖井段按3 m进尺逐步开挖,计算紧跟掌子面施加锚杆+喷层+型钢拱架支护方案下,开挖完成后围岩变形及塑性区见图4～图5。开挖完成后围岩变形合位移最大值约1.89 cm,围岩X向位移最大值1.89 cm,隧洞围岩变形随埋深增大而增大,最大塑性区深度0.71 m。围岩位移和塑性区范围相对不支护方案明显减小。

图4 隧洞开挖完成后围岩合位移/m

图5 围岩塑性区范围示意图

该方案在开挖后紧跟掌子面施加初期支护：型钢拱架采用16 型热轧工字钢,全断面架设；5 cm厚喷护层及全断面3.6 m长锚杆。支护完成后,钢拱架整体受压,所受压应力范围为69.1 MPa～639.1 MPa,随埋深增大而增大；锚杆整体受拉,随着埋深增大,锚杆拉应力增大,且埋深增大到一定值,锚杆所受拉应力达极限值300 MPa。

高程1170 m处截面,开挖支护完成后,该高程围岩变形合位移最大值为0.7 cm,无塑性区。钢拱架承担围岩压力,整体受压,最大压应力为244.2 MPa,锚杆所受最大拉应力为207 MPa。高程1110 m处截面,开挖支护完成后,该高程围岩变形合位移最大值为1.3 cm,最大塑性区深度0.71。截面范围内钢拱架及锚杆受力情况,钢拱架承担围岩压力,整体受压,最大压应力为413.7 MPa,锚杆所受最大拉应力为294 MPa。

2.3 方案2

方案2 考虑竖井段按3 m进尺逐步开挖,紧跟掌子面施加型钢拱架+锚杆+喷层,落后掌子面3 m施加钢筋混凝土一次衬砌,衬砌采用弹塑性模型计算。开挖完成后围岩变形及塑性区见图6～图7,开挖完成后围岩变形合位移最大值约1.72 cm,围岩X向位移最大值1.72 cm,随埋深增大而增大,最大塑性区深度0.71 m。围岩位移和塑性区范围相对不支护方案明显减小。

图6 隧洞开挖完成后围岩合位移/m

图7 围岩塑性区范围示意图

该方案在开挖后紧跟掌子面施加初期支护,落后掌子面3 m施加一次钢筋混凝土衬砌,混凝土标号C35,衬砌环向布设双层钢筋6Φ25,钢筋间距200 mm,钢筋牌号HRB335。支护完成后,钢拱架整体受压,所受压应力范围为27.5 MPa～564.2 MPa,随埋深增大而增大,相较于支护方案1 钢拱架应力量值有所下降；锚杆整体受拉,随着埋深增大,锚杆拉应力增大,锚杆所受最大拉应力为285 MPa,小于锚杆极限抗拉强度设计值300 MPa,较支护方案1锚杆应力量值有所下降；衬砌混凝土在埋深较浅部分未开裂,随埋深增大开裂区域增大；衬砌钢筋应力随埋深增大而逐渐增大,所受最大压应力为79.3 MPa,所受最大拉应力为5.4 MPa。

高程1170 m处截面,开挖支护完成后,该高程围岩变形合位移最大值为0.7 cm,无塑性区。该截面上下1160 m～1170 m高程范围内钢拱架承担围岩压力,整体受压,最大压应力为194 MPa,锚杆所受最大拉应力为186 MPa。喷层沿Z轴铅直向下受1.4 MPa的拉应力,喷层所受最大剪切应力约0.26 MPa。衬砌混凝土安全,无拉裂或压坏。

高程1110 m处截面,开挖支护完成后,该高程围岩变形合位移最大值为1.2 cm,最大塑性区深度0.71 m。该截面上下1104 m～1113 m范围内钢拱架及锚杆受力情况,钢拱架承担围岩压力,整体受压,最大压应力为347 MPa,锚杆所受最大拉应力为241 MPa。喷层沿z轴铅直向下受9.2MPa的拉应力,喷层所受最大剪切应力约0.13 MPa。该高程截面处衬砌混凝土大部分混凝土开裂。上下1104 m～1113 m高程范围内,衬砌钢筋所受最大压应力为40.4 MPa。

2.4 方案3

方案3 与方案2 支护施加时机一致,考虑竖井段按3 m进尺逐步开挖,紧跟掌子面施加型钢拱架+锚杆+喷层,落后掌子面3 m施加钢筋混凝土一次衬砌,衬砌采用弹性模型,分析典型高程断面处衬砌混凝土的铅直向应力,按应力图形法,由式（1）初步设计衬砌的纵向钢筋。

式中：K为承载力安全系数；N为轴向拉力设计值,N；fy为纵向钢筋的抗拉强度设计值,N/mm2；As为纵向钢筋的全部截面面积,mm2。

由方案2可知,高程1170 m断面,衬砌混凝土未开裂,工作性能良好,因此对高程1110 m、高程1080 m典型断面分析。

2.4.1 高程1110 m典型断面

隧洞沿Z向竖直向下开挖推进,高程1110 m处截面衬砌的轴向应力即为铅直向应力,衬砌截面应力分布见图8,可计算得到该截面轴向拉力为8.42 MN,纵向钢筋初选采用Φ25的HRB335 级钢筋,钢筋抗拉强度设计值fy=300 N/mm2,Φ25钢筋的公称截面面积490.9 mm2,承载力安全系数K取1.35,按式（1）计算得到所需纵向钢筋的全部截面面积As为37874.3 mm2,全断面可选用78Φ25 配筋方案,内外双层布设,实际钢筋截面面积为38290.2 mm2,实际截面配筋率0.46%,内层钢筋间距0.46 m,外层钢筋间距0.50 m。

图8 高程1110m处衬砌混凝土轴向应力

2.4.2 高程1080 m典型断面

隧洞沿Z向竖直向下开挖推进,高程1080 m处截面衬砌的轴向应力即为铅直向应力,衬砌截面应力分布见图9,可计算得到该截面轴向拉力为15.6 MN,所需纵向钢筋初选采用Φ25 的HRB335 级钢筋,钢筋抗拉强度设计值fy=300 N/mm2,Φ25 钢筋的公称截面面积490.9 mm2,承载力安全系数K取1.35,按式（1）计算得到纵向钢筋的全部截面面积As为70363.9 mm2,选用144Φ25 配筋方案,内外双层布设,实际钢筋截面面积为70689.6 mm2,实际截面配筋率0.84%,内层钢筋间距0.25 m,外层钢筋间距0.27 m,。

图9 高程1080m处衬砌混凝土轴向应力

3 结论

（1）初期结构紧挨掌子面支护时,可以较为有效的控制围岩变形和塑性区深度,但是支护结构的应力量值普遍较高,而距离掌子面3 m施做的一次钢筋混凝土衬砌也将在轴向承受较大的拉应力,出现较大范围的开裂,不能有效保证混凝土结构的完整性,不推荐过早完成钢筋混凝土衬砌的建设,且需要重视竖向钢筋的布置。

（2）对于较为便利施工的喷层、锚杆,建议可适当落后掌子面不超过1.0 m（开挖荷载释放约95%时）进行支护,钢拱架作为局部加强措施选择,一次钢筋混凝土衬砌考虑施工场地、混凝土硬化时间等,可以在距离掌子面4 m～6 m左右予以浇筑。