基于FLAC3D的電站豎井支護方案優化分析

徐向東

（新疆兵團勘測設計院（集團）有限責任公司,新疆 石河子 832000）

0 引言

豎井開挖和支護是一項復雜的工程,基于剛塑性極限平衡理論設計出安全、經濟、合理的支護方式并不容易[1]。由于數值模擬方法在計算實際單元受力和位移形變具有很大優勢,因此在豎井開挖前對其進行數值模擬能有效分析其變形破壞方式,進而優化其支護方式。本文將FLAC3D運用于新龍口電站豎井開挖支護的優化設計中,有效克服了理論方法的不足,為支護工程設計優化提供了有效途徑。

1 工程概況及模型建立

1.1 工程概況

新龍口電站,設計引水流量48.5 m3/s,電站裝機136 MW,主要由泄水陡坡、前池、壓力管道和廠房等主要建筑物組成。前池、泄水陡坡、壓力鋼管、電站廠房為2 級建筑物,其他臨時建筑物為4級。

1.2 計算模型

豎井段選取高程993.8 m～1170.8 m范圍建立大三維豎井模型進行分析,見圖1。計算模型總節點數366420 個,總單元數356950 個,模型頂部埋深56.1 m,洞身圍巖巖性為下更新統西域礫巖,可分為兩層：上部青灰色、灰白色,泥質弱膠結,厚度30 m～123 m,天然密度2.33 g/cm3,抗剪斷強度凝聚力150 kPa,內摩擦角39°,變形模量500 MPa,豎井埋深89 m以上部分位于該層；下部土黃色,天然密度2.41 g/cm3,抗剪斷強度凝聚力250 kPa,內摩擦角44°,變形模量700 MPa。

圖1 豎井段三維模型上下層巖體分層示意圖

2 支護方案分析

豎井段按3 m進尺逐步開挖,設計如表1所示的四種開挖支護方案,分別計算：（1）方案0：毛洞開挖不施加支護,（2）方案1：緊跟掌子面施加型鋼拱架+噴層+錨桿,不施加鋼筋混凝土襯砌；（3） 方案2：緊跟掌子面施加型鋼拱架+噴層+錨桿,落后掌子面3 m施加鋼筋混凝土一次襯砌；（4） 方案3：緊跟掌子面施加型鋼拱架+噴層+錨桿,落后掌子面3 m施加鋼筋混凝土一次襯砌,一次襯砌中采用環向單層配筋及縱向配筋。

表1 β 值計算成果表

2.1 方案0

豎井段按3 m進尺逐步開挖,計算毛洞開挖不施加支護方案下,開挖完成后圍巖變形及塑性區,見圖2～圖3,開挖完成后圍巖變形合位移最大值約3.25 cm,圍巖X向（和Y向）位移最大值3.24 cm,隨埋深增大而增大,最大塑性區深度1.54 m。

圖2 隧洞開挖完成后圍巖合位移/m

圖3 圍巖塑性區范圍示意圖

高程1170 m處截面不支護開挖完成后,該高程圍巖變形合位移最大值為1.6 cm,最大塑性區深度為1.03 m。高程1110 m處截面處于上下層巖層交界處,不支護開挖完成后,該高程圍巖變形合位移最大值為2.8 cm,最大塑性區深度為1.54m,大部分洞壁塑性區深度為1.03 m。

2.2 方案1

方案1 考慮豎井段按3 m進尺逐步開挖,計算緊跟掌子面施加錨桿+噴層+型鋼拱架支護方案下,開挖完成后圍巖變形及塑性區見圖4～圖5。開挖完成后圍巖變形合位移最大值約1.89 cm,圍巖X向位移最大值1.89 cm,隧洞圍巖變形隨埋深增大而增大,最大塑性區深度0.71 m。圍巖位移和塑性區范圍相對不支護方案明顯減小。

圖4 隧洞開挖完成后圍巖合位移/m

圖5 圍巖塑性區范圍示意圖

該方案在開挖后緊跟掌子面施加初期支護：型鋼拱架采用16 型熱軋工字鋼,全斷面架設；5 cm厚噴護層及全斷面3.6 m長錨桿。支護完成后,鋼拱架整體受壓,所受壓應力范圍為69.1 MPa～639.1 MPa,隨埋深增大而增大；錨桿整體受拉,隨著埋深增大,錨桿拉應力增大,且埋深增大到一定值,錨桿所受拉應力達極限值300 MPa。

高程1170 m處截面,開挖支護完成后,該高程圍巖變形合位移最大值為0.7 cm,無塑性區。鋼拱架承擔圍巖壓力,整體受壓,最大壓應力為244.2 MPa,錨桿所受最大拉應力為207 MPa。高程1110 m處截面,開挖支護完成后,該高程圍巖變形合位移最大值為1.3 cm,最大塑性區深度0.71。截面范圍內鋼拱架及錨桿受力情況,鋼拱架承擔圍巖壓力,整體受壓,最大壓應力為413.7 MPa,錨桿所受最大拉應力為294 MPa。

2.3 方案2

方案2 考慮豎井段按3 m進尺逐步開挖,緊跟掌子面施加型鋼拱架+錨桿+噴層,落后掌子面3 m施加鋼筋混凝土一次襯砌,襯砌采用彈塑性模型計算。開挖完成后圍巖變形及塑性區見圖6～圖7,開挖完成后圍巖變形合位移最大值約1.72 cm,圍巖X向位移最大值1.72 cm,隨埋深增大而增大,最大塑性區深度0.71 m。圍巖位移和塑性區范圍相對不支護方案明顯減小。

圖6 隧洞開挖完成后圍巖合位移/m

圖7 圍巖塑性區范圍示意圖

該方案在開挖后緊跟掌子面施加初期支護,落后掌子面3 m施加一次鋼筋混凝土襯砌,混凝土標號C35,襯砌環向布設雙層鋼筋6Φ25,鋼筋間距200 mm,鋼筋牌號HRB335。支護完成后,鋼拱架整體受壓,所受壓應力范圍為27.5 MPa～564.2 MPa,隨埋深增大而增大,相較于支護方案1 鋼拱架應力量值有所下降；錨桿整體受拉,隨著埋深增大,錨桿拉應力增大,錨桿所受最大拉應力為285 MPa,小于錨桿極限抗拉強度設計值300 MPa,較支護方案1錨桿應力量值有所下降；襯砌混凝土在埋深較淺部分未開裂,隨埋深增大開裂區域增大；襯砌鋼筋應力隨埋深增大而逐漸增大,所受最大壓應力為79.3 MPa,所受最大拉應力為5.4 MPa。

高程1170 m處截面,開挖支護完成后,該高程圍巖變形合位移最大值為0.7 cm,無塑性區。該截面上下1160 m～1170 m高程范圍內鋼拱架承擔圍巖壓力,整體受壓,最大壓應力為194 MPa,錨桿所受最大拉應力為186 MPa。噴層沿Z軸鉛直向下受1.4 MPa的拉應力,噴層所受最大剪切應力約0.26 MPa。襯砌混凝土安全,無拉裂或壓壞。

高程1110 m處截面,開挖支護完成后,該高程圍巖變形合位移最大值為1.2 cm,最大塑性區深度0.71 m。該截面上下1104 m～1113 m范圍內鋼拱架及錨桿受力情況,鋼拱架承擔圍巖壓力,整體受壓,最大壓應力為347 MPa,錨桿所受最大拉應力為241 MPa。噴層沿z軸鉛直向下受9.2MPa的拉應力,噴層所受最大剪切應力約0.13 MPa。該高程截面處襯砌混凝土大部分混凝土開裂。上下1104 m～1113 m高程范圍內,襯砌鋼筋所受最大壓應力為40.4 MPa。

2.4 方案3

方案3 與方案2 支護施加時機一致,考慮豎井段按3 m進尺逐步開挖,緊跟掌子面施加型鋼拱架+錨桿+噴層,落后掌子面3 m施加鋼筋混凝土一次襯砌,襯砌采用彈性模型,分析典型高程斷面處襯砌混凝土的鉛直向應力,按應力圖形法,由式（1）初步設計襯砌的縱向鋼筋。

式中：K為承載力安全系數；N為軸向拉力設計值,N；fy為縱向鋼筋的抗拉強度設計值,N/mm2；As為縱向鋼筋的全部截面面積,mm2。

由方案2可知,高程1170 m斷面,襯砌混凝土未開裂,工作性能良好,因此對高程1110 m、高程1080 m典型斷面分析。

2.4.1 高程1110 m典型斷面

隧洞沿Z向豎直向下開挖推進,高程1110 m處截面襯砌的軸向應力即為鉛直向應力,襯砌截面應力分布見圖8,可計算得到該截面軸向拉力為8.42 MN,縱向鋼筋初選采用Φ25的HRB335 級鋼筋,鋼筋抗拉強度設計值fy=300 N/mm2,Φ25鋼筋的公稱截面面積490.9 mm2,承載力安全系數K取1.35,按式（1）計算得到所需縱向鋼筋的全部截面面積As為37874.3 mm2,全斷面可選用78Φ25 配筋方案,內外雙層布設,實際鋼筋截面面積為38290.2 mm2,實際截面配筋率0.46%,內層鋼筋間距0.46 m,外層鋼筋間距0.50 m。

圖8 高程1110m處襯砌混凝土軸向應力

2.4.2 高程1080 m典型斷面

隧洞沿Z向豎直向下開挖推進,高程1080 m處截面襯砌的軸向應力即為鉛直向應力,襯砌截面應力分布見圖9,可計算得到該截面軸向拉力為15.6 MN,所需縱向鋼筋初選采用Φ25 的HRB335 級鋼筋,鋼筋抗拉強度設計值fy=300 N/mm2,Φ25 鋼筋的公稱截面面積490.9 mm2,承載力安全系數K取1.35,按式（1）計算得到縱向鋼筋的全部截面面積As為70363.9 mm2,選用144Φ25 配筋方案,內外雙層布設,實際鋼筋截面面積為70689.6 mm2,實際截面配筋率0.84%,內層鋼筋間距0.25 m,外層鋼筋間距0.27 m,。

圖9 高程1080m處襯砌混凝土軸向應力

3 結論

（1）初期結構緊挨掌子面支護時,可以較為有效的控制圍巖變形和塑性區深度,但是支護結構的應力量值普遍較高,而距離掌子面3 m施做的一次鋼筋混凝土襯砌也將在軸向承受較大的拉應力,出現較大范圍的開裂,不能有效保證混凝土結構的完整性,不推薦過早完成鋼筋混凝土襯砌的建設,且需要重視豎向鋼筋的布置。

（2）對于較為便利施工的噴層、錨桿,建議可適當落后掌子面不超過1.0 m（開挖荷載釋放約95%時）進行支護,鋼拱架作為局部加強措施選擇,一次鋼筋混凝土襯砌考慮施工場地、混凝土硬化時間等,可以在距離掌子面4 m～6 m左右予以澆筑。