地下等截面交叉洞室擴(kuò)建襯砌拆除及支護(hù)方法

段兆林， 張搏， 姜曉博， 楊輝， 劉寧

(1.貴州民族大學(xué)建筑工程學(xué)院， 貴陽(yáng) 550025； 2.貴州民族大學(xué)建筑工程學(xué)院， 貴陽(yáng) 550025； 3.中交一公局第四工程有限公司， 北京 100024； 4.中交一公局第四工程有限公司， 北京 100024； 5.貴州大學(xué)土木工程學(xué)院， 貴陽(yáng) 550025)

隨著社會(huì)信息化的推進(jìn)，數(shù)據(jù)中心的數(shù)量及規(guī)模皆得到了快速提升。出于對(duì)空間、安全及修建維護(hù)成本的綜合考慮，選擇地下已有的老舊廢棄空間改造修建數(shù)據(jù)中心成了當(dāng)下的最優(yōu)選擇。

老舊洞室現(xiàn)有環(huán)境不符合數(shù)據(jù)中心建設(shè)要求，襯砌需要更換加固。特別是洞室交叉部分，在交叉口開(kāi)挖后，三角區(qū)域是交叉區(qū)圍巖的最薄弱部分[1]，將出現(xiàn)應(yīng)力集中區(qū)，該區(qū)圍巖最易失穩(wěn)破壞[2]。項(xiàng)目輔洞、主洞夾角為90°，交叉口圍巖垂直應(yīng)力σh、應(yīng)力集中系數(shù)K皆達(dá)到最大[3-5]，對(duì)該區(qū)進(jìn)行襯砌拆除與支護(hù)加固有更高的要求。因此設(shè)計(jì)合理的拆除步驟、支護(hù)體系及保證特殊洞室段持續(xù)穩(wěn)定服役是本文研究的主要內(nèi)容。

拆除舊襯砌是地下建筑擴(kuò)建中圍巖松弛變形的主要原因，需采取相應(yīng)的支護(hù)參數(shù)抑制圍巖變形[6]。襯砌拆除每循環(huán)進(jìn)尺2 m較合理[7-8]。更換新初支，兩側(cè)襯砌拱腳易產(chǎn)生剪切破壞，需重點(diǎn)加固[9]。通過(guò)加長(zhǎng)拱腳、增設(shè)拱架連接，可有效解決傳統(tǒng)鋼拱架在拱腳內(nèi)移、拱頂下沉方面的缺陷，降低鋼拱架因?yàn)閭?cè)向剛度低而發(fā)生扭曲失穩(wěn)的可能[10-11]。王利明[12]監(jiān)測(cè)鋼拱架內(nèi)力均為負(fù)，邊墻處內(nèi)力最大，從上向下，拱架彎矩由負(fù)變正，穩(wěn)定后除邊墻位置以外彎矩均為負(fù)值。目前鋼拱架的研究對(duì)象多為正常的傳統(tǒng)式鋼拱架，地下洞室交叉口的支護(hù)體系及其變形特征等少有提及。

現(xiàn)以貴陽(yáng)市地下等截面交叉洞室擴(kuò)建數(shù)據(jù)中心為例，針對(duì)工程實(shí)際，設(shè)計(jì)合理的改擴(kuò)建施工方案，具體包括素砼失效襯砌的拆除更換與新型支護(hù)的施作。通過(guò)數(shù)值模擬原有洞室開(kāi)挖至改擴(kuò)建數(shù)據(jù)中心的整個(gè)施工過(guò)程，并結(jié)合現(xiàn)場(chǎng)監(jiān)測(cè)分析不同襯砌拆除方法與不同支護(hù)體系下的圍巖、初支變形特征。以期提出適合于等截面交叉洞室的襯砌拆除+支護(hù)一體化施工控制方法，為該類(lèi)工程的建設(shè)提供參考。

1 工程概況

依托項(xiàng)目為原有地下洞室改擴(kuò)建數(shù)據(jù)中心工程，施工場(chǎng)區(qū)位于貴陽(yáng)市南岳山蛇腦殼附近，如圖1所示，地形地貌復(fù)雜。根據(jù)鉆探調(diào)查，自地表向下地層依次為：①厚達(dá)0～3.3 m的第四系紅黏土層(Qel+dl);②三疊系白云巖層(T2yl3)，從上到下包括：厚達(dá)2.0～3.9 m的V級(jí)破碎強(qiáng)風(fēng)化白云巖；以及Ⅳ級(jí)的較硬中風(fēng)化白云巖。

圖1 現(xiàn)場(chǎng)位置Fig.1 Site location

2 襯砌拆除

擴(kuò)建數(shù)據(jù)中心，需要對(duì)舊有素砼失效襯砌進(jìn)行拆除與加固。由于原襯砌與交叉洞室的特殊性，不當(dāng)?shù)牟鸪椒ㄒ讓?dǎo)致安全事故出現(xiàn)。根據(jù)工程實(shí)際，提出數(shù)種不同的拆除方案，分析拆除過(guò)程中圍巖、初支變形受力特征，甄別襯砌拆除方案的優(yōu)劣。

2.1 素砼襯砌拆除方案

本次模擬設(shè)置了3種素砼襯砌拆除方案。如表1與圖2所示。

2.2 模型建立

采用PLAXIS 3D有限元分析軟件，模擬等截面交叉洞室開(kāi)挖—舊襯砌拆除更換過(guò)程。

2.2.1 基本假定

本次數(shù)值模擬分析采用PLAXIS 3D有限元軟件。在數(shù)值建模過(guò)程中，由于巖土體實(shí)際結(jié)構(gòu)較復(fù)雜，按照真實(shí)情況，有限元軟件完全再現(xiàn)圍巖情況不現(xiàn)實(shí)，因此為了簡(jiǎn)化分析模型，同時(shí)保證模型的精確性，做出如下的設(shè)定。

(1)各巖土層呈均質(zhì)水平層狀分布，且同一層為各向同性，隧道襯砌的變形與受力均在彈性范圍內(nèi)。巖土體材料采用摩爾庫(kù)倫本構(gòu)模型和摩爾庫(kù)倫強(qiáng)度準(zhǔn)則。

表1 數(shù)值模擬方案Table 1 Numerical simulation scheme

圖2 不同模擬方案襯砌拆除示意圖Fig.2 Schematic diagram of lining removal under different simulation schemes

(2)圍巖初始應(yīng)力僅考慮重力。

(3)隧道所在區(qū)域降水量極小，隧道圍巖及上覆巖土層透水性弱，施工過(guò)程也采取多種措施有效阻止了可能存在的地下水向隧道內(nèi)的滲透、流動(dòng)，因此有限元計(jì)算中忽略了地下水的滲透、流動(dòng)影響。

(4)經(jīng)施工現(xiàn)場(chǎng)地質(zhì)勘查，等截面交叉洞室開(kāi)挖結(jié)束后土體的緩慢固結(jié)和蠕變規(guī)模極小，因此不做考慮。

(5)針對(duì)復(fù)雜的真實(shí)結(jié)構(gòu)，可以采用相同力學(xué)性能的均質(zhì)材料進(jìn)行模擬，將支護(hù)中的工字鋼、錨桿等予以簡(jiǎn)化，將復(fù)合材料的參數(shù)綜合處理。即：將鋼拱架、錨桿的彈性模量折算給噴射混凝土，計(jì)算公式為

(1)

式(1)中：Epl為等效初支的彈性模量；E0為原來(lái)噴射混凝土的彈性模量；Ssc為安裝鋼拱架的截面面積；Esc為鋼拱架的彈性模量；Sc為混凝土的截面面積；Sb為錨桿的截面面積；Eb為錨桿的彈性模量。

2.2.2 幾何模型及邊界條件

如圖3所示，洞室截面為直邊墻三心圓拱，寬9.9 m，總高6.16 m，邊墻高3.4 m，位于中風(fēng)化白云巖層中，埋深28.45 m。

為保證PLAXIS 軟件計(jì)算結(jié)果的精確性，如圖4所示，將模擬模型設(shè)置為長(zhǎng)80 m、寬80 m、高80 m，近似為隧道截面寬度的8倍，既避免模型邊界過(guò)大消耗太多的計(jì)算時(shí)間，也避免邊界過(guò)小對(duì)模擬計(jì)算造成的干擾。

圖3 洞室截面示意圖Fig.3 Schematic diagram of cavern section

圖4 整體模型Fig.4 Overall model

將模型內(nèi)的土體分為上、中、下3層。地表紅黏土厚度與其下強(qiáng)風(fēng)化白云巖厚度分別設(shè)為1.65 m和2.95 m，中風(fēng)化白云巖厚度設(shè)為75.4 m。素混凝土及初支采用等效后的無(wú)厚度彈性材料代替，二襯厚度0.4 m；巖土層、二襯應(yīng)用摩爾-庫(kù)倫彈塑性本構(gòu)模型，素砼襯砌、初支應(yīng)用彈性本構(gòu)模型；模型的材料屬性如表2所示。

模型頂部自由，側(cè)面法向約束，底部完全約束。

2.2.3 網(wǎng)格劃分

三維有限元網(wǎng)格的基本土體單元為4節(jié)點(diǎn)三維四面體單元，二維有限元網(wǎng)格的基本土體單元為3節(jié)點(diǎn)二維三角形板單元。巖土層、二襯采用三維四面體單元來(lái)模擬，素砼襯砌、初支采用二維三角形板單元模擬。

本次模擬運(yùn)用軟件的三維網(wǎng)格自動(dòng)生成模式，采用中等程度的網(wǎng)格劃分標(biāo)準(zhǔn)，并在隧道結(jié)構(gòu)與圍巖的接觸面進(jìn)行局部加密。

2.3 模擬結(jié)果分析

2.3.1 圍巖位移分析

圖5為拱頂圍巖豎向位移變化圖。以側(cè)向洞室中線(xiàn)為界，左側(cè)方案3位移略大于方案3，右側(cè)方案2、方案3變化與左側(cè)相反。方案2、方案3最大沉降分別位于側(cè)向洞室中線(xiàn)左、右兩側(cè)3 m處，沉降值分別為9.39、9.51 mm。在-3～8 m范圍內(nèi)，方案1位移均超過(guò)其他方案，方案1的最大沉降值為9.75 mm，與方案3的最大沉降位置一樣。

圖5 拱頂沿主洞室中線(xiàn)豎向位移變化圖Fig.5 Variation diagram of vertical displacement of arch crown along the central line of main cavern

圖6為邊墻水平位移變化圖。方案1最大位移在側(cè)向洞室中線(xiàn)右側(cè)2 m位置，為14.18 mm，同時(shí)也是3種方案下最大位移。在-3～8 m位置，方案1的位移值要大于另外兩種方案。以中線(xiàn)左側(cè)2 m為界，左側(cè)方案3的水平位移要大于方案3，右側(cè)后者的位移值要大于前者。

圖6 邊墻中線(xiàn)水平位移變化圖Fig.6 Variation diagram of horizontal displacement of side wall centerline

圖7為隧底豎向位移變化圖。方案1、方案3走向一致，呈明顯的非對(duì)稱(chēng)分布。以-4 m為界，左側(cè)方案1位移小于方案3，右側(cè)兩者位移大小易位。在中線(xiàn)右側(cè)2 m處，兩者位移最大。方案2呈對(duì)稱(chēng)分布，以-1 m為界，左側(cè)方案2位移大于其他方案，右側(cè)方案2位移小于其他方案。

圖7 隧底沿主洞室中線(xiàn)豎向位移變化圖Fig.7 Vertical displacement variation diagram of tunnel bottom along the central line of main cavern

圖8 主洞室拱頂最大主應(yīng)力σ1變化圖Fig.8 Variation diagram of maximum principal stress σ1 of arch crown of main cavern

2.3.2 圍巖應(yīng)力分析

圖8為拱頂最大主應(yīng)力變化圖。拱頂均為壓應(yīng)力，中線(xiàn)左側(cè)，方案1拱頂σ1要大于其他方案，中線(xiàn)右側(cè)，方案1拱頂σ1小于另兩種。方案2、方案3對(duì)圍巖應(yīng)力的影響整體上持平。

圖9為主洞室邊墻中間位置最大主應(yīng)力變化圖。除3 m、8 m位置，方案2應(yīng)力值均低于方案3。4 m至最右側(cè)范圍內(nèi)，除8 m位置，方案1應(yīng)力值均超過(guò)其他方案。4 m位置方案1應(yīng)力最大，為763 kN/m2，在8 m位置，三者的應(yīng)力值均為最小。

圖10為主洞室隧底最大主應(yīng)力變化圖。大多數(shù)監(jiān)測(cè)位置，方案1應(yīng)力值均超過(guò)其余方案。在2 m位置，方案1應(yīng)力達(dá)到最大值，為20.4 kN/m2。方案2應(yīng)力值均低于方案3。

從圖11側(cè)洞室隧底最大主應(yīng)力變化圖。3種方案應(yīng)力最大值均位于監(jiān)測(cè)起點(diǎn)位置，呈壓應(yīng)力，隨后壓應(yīng)力急速降低，在2 m位置轉(zhuǎn)變?yōu)槔瓚?yīng)力。2 m后回復(fù)為壓應(yīng)力，且設(shè)置方案之間不存在過(guò)大的差別，應(yīng)力變化接近于直線(xiàn)。在0～2 m內(nèi)，方案一應(yīng)力明顯超過(guò)其他方案。方案2應(yīng)力值均小于方案3。

圖9 主洞室邊墻最大主應(yīng)力σ1變化圖Fig.9 Variation diagram of maximum principal stress σ1 of side wall of main cavern

圖10 隧底沿主洞室中線(xiàn)最大主應(yīng)力σ1變化圖Fig.10 Variation diagram of maximum principal stress σ1 at tunnel bottom along the central line of main cavern

圖11 隧底沿側(cè)向洞室中線(xiàn)最大主應(yīng)力σ1變化圖Fig.11 Variation diagram of maximum principal stress σ1 at tunnel bottom along the center line of lateral cavern

2.3.3 襯砌內(nèi)力分析

從圖12初支結(jié)構(gòu)的內(nèi)力云圖可以得出以下結(jié)果。

(1)對(duì)于內(nèi)力N1：主洞室區(qū)域：以主洞室中線(xiàn)為界，交叉段拱部靠近拱頂區(qū)域，靠近相交側(cè)區(qū)域以壓應(yīng)力為主，遠(yuǎn)離相交側(cè)以拉應(yīng)力為主。在交叉段拱部靠近拱腳區(qū)域，均以壓應(yīng)力為主。非相交側(cè)邊墻處中上部分受壓，隧底以壓應(yīng)力為主，但邊墻、隧底靠近邊墻腳位置則轉(zhuǎn)為受拉，且隨著與邊墻腳距離的減小而增大。側(cè)向洞室區(qū)域：靠近主洞室的拱頂、邊墻及墻腳位置受拉，其余位置均受壓。相交側(cè)拱腳、墻腳處出現(xiàn)了壓應(yīng)力集中的現(xiàn)象，拱腳處壓應(yīng)力集中尤為明顯；主洞室與側(cè)向洞室相交的邊墻處出現(xiàn)了拉應(yīng)力集中的現(xiàn)象，可以消除這些位置的棱角、改變交叉位置的初支形狀或者加厚該區(qū)域的噴混厚度，避免應(yīng)力集中。

(2)對(duì)于內(nèi)力N2：整體呈現(xiàn)壓應(yīng)力，最大應(yīng)力值出現(xiàn)在邊墻及拱腳位置。

圖12 三種方案下初支內(nèi)力N1、N2Fig.12 Initial support internal forces N1 and N2 under three schemes

為了更清晰地了解不同方案間初支內(nèi)力差別，選擇代表區(qū)域進(jìn)行監(jiān)測(cè)，監(jiān)測(cè)點(diǎn)如圖13所示；不同監(jiān)測(cè)點(diǎn)的內(nèi)力變化如圖14所示。

圖13 監(jiān)測(cè)點(diǎn)布置圖Fig.13 Layout of monitoring points

從圖14可以看出，內(nèi)力N1中，P1、P2、P3、P6、P8受壓，P4、P5、P7受拉。拆除順序不同導(dǎo)致P1、P6、P8位置方案1應(yīng)力值低于其他兩者。P2、P3位于交叉區(qū)域拱腳位置，3種方案的最大壓應(yīng)力出現(xiàn)在這兩點(diǎn)，且方案1的壓應(yīng)力遠(yuǎn)遠(yuǎn)超過(guò)其余方案，最大壓應(yīng)力值為995.1 kN/m。3種方案的最小壓應(yīng)力出現(xiàn)在P8位置。P4、P5位置，方案1的拉應(yīng)力大于其余方案。在P2～P5，方案2與方案3之間無(wú)太大差別。P7位置，方案2應(yīng)力值小于其他兩方案，方案3在該點(diǎn)的拉應(yīng)力達(dá)到最大值，為379.57 kN/m。

內(nèi)力N2均為壓應(yīng)力，方案1在P2、P3監(jiān)測(cè)點(diǎn)的應(yīng)力值超過(guò)方案2、方案3，在P2位置，方案1壓應(yīng)力最大，為3 647.61 kN/m。在P1、P4、P5、P6、P8位置，3種方案應(yīng)力變化不明顯。P7位置，方案2應(yīng)力值明顯小于其他兩方案。

圖14 不同監(jiān)測(cè)點(diǎn)的內(nèi)力變化圖Fig.14 Internal force variation diagram of different monitoring points

綜上，得出采用方案2施工效果最好。

3 鋼拱架支護(hù)

初期支護(hù)是提高擴(kuò)建數(shù)據(jù)中心工程質(zhì)量的關(guān)鍵，因此針對(duì)交叉口支護(hù)體系展開(kāi)研究。通過(guò)施工經(jīng)驗(yàn)分析，交叉口附近圍巖應(yīng)力將通過(guò)直接接觸與間接傳遞的方式傳導(dǎo)至主拱架，因此主拱架的變形受力特征可以作為交叉口支護(hù)體系整體特征的代表。

3.1 拱架支護(hù)方案

選擇方案3作為交叉口襯砌拆除方案，拆除原有襯砌后，要及時(shí)進(jìn)行支護(hù)，但正常段的鋼拱架無(wú)法在等截面交叉口洞室使用，需要進(jìn)行加工處理。為此設(shè)置了3種配合襯砌拆除方案2[圖2(b)]的拱架支護(hù)方案。

方案1：交叉口常規(guī)拱架支護(hù)體系[13-18]：側(cè)、主洞室相交最后一榀拱架作為主拱架，在主拱架上焊接對(duì)稱(chēng)分布的懸臂托梁，延伸出去的托梁與斜截拱架接搭[圖15(a)]。

方案2：Y形主拱架+斜截?cái)喙凹艿牡冉孛娼徊娑词抑ёo(hù)體系[19-20]。主拱架為30工字鋼制作；其余接搭拱架為20工字鋼制作，是正常段拱架局部切割后的剩余部分[圖15(b)]。

方案3：三角形主拱架+斜截?cái)鄼M工字鋼+斜截?cái)喙凹艿牡冉孛娼徊娑词抑ёo(hù)體系。加工處理類(lèi)似于Y形支護(hù)[圖15(c)]。

圖15 拱架支護(hù)體系示意圖Fig.15 Schematic diagram of arch support system

3.2 模型建立

采用PLAXIS 3D有限元分析軟件，模擬等截面交叉洞室開(kāi)挖—交叉口舊襯砌拆除—施作鋼拱架、噴射混凝土、二襯全過(guò)程。

3.2.1 基本假定

本次數(shù)值模擬分析采用PLAXIS 3D有限元軟件。在數(shù)值建模過(guò)程中，為了簡(jiǎn)化分析模型，同時(shí)保證模型的精確性，做出如下的設(shè)定。

(1)各巖土層呈均質(zhì)水平層狀分布，且同一層為各向同性，隧道襯砌的變形與受力均在彈性范圍內(nèi)。巖土體材料采用摩爾庫(kù)倫本構(gòu)模型和摩爾庫(kù)倫強(qiáng)度準(zhǔn)則。

(2)圍巖初始應(yīng)力僅考慮重力。

(3)隧道所在區(qū)域降水量極小，隧道圍巖及上覆巖土層透水性弱，施工過(guò)程也采取多種措施有效阻止了可能存在的地下水向隧道內(nèi)的滲透、流動(dòng)，故有限元計(jì)算中忽略地下水的滲透、流動(dòng)影響。

(4)經(jīng)實(shí)際記錄與模擬研究，等截面交叉洞室開(kāi)挖結(jié)束后土體的緩慢固結(jié)和蠕變規(guī)模極小，因此不做考慮。

(5)鋼拱架采用梁?jiǎn)卧M，模型的噴射混凝土與鋼拱架處于重合接觸狀態(tài)。

(6)針對(duì)復(fù)雜的真實(shí)結(jié)構(gòu)，可以采用相同力學(xué)性能的均質(zhì)材料進(jìn)行模擬，將隧道支護(hù)中的錨桿等予以簡(jiǎn)化，將復(fù)合材料的參數(shù)綜合處理。即：將錨桿的彈性模量折算給噴射混凝土，計(jì)算公式為

(2)

式(2)中：Ees為等效噴射混凝土的彈性模量；E0為原來(lái)噴射混凝土的彈性模量；Sc為混凝土的截面面積；Sb為錨桿的截面面積；Eb為錨桿的彈性模量。

3.2.2 幾何模型及邊界條件

如圖16所示，洞室截面為直邊墻三心圓拱，寬9.9 m，總高6.16 m，邊墻高3.4 m，位于中風(fēng)化白云巖層中，埋深28.45 m。

為保證PLAXIS 軟件計(jì)算結(jié)果的精確性，如圖17所示，將模擬模型設(shè)置為長(zhǎng)80 m、寬80 m、高80 m，近似為隧道截面寬度的8倍，既避免模型邊界過(guò)大消耗太多的計(jì)算時(shí)間，也避免邊界過(guò)小對(duì)模擬計(jì)算造成的干擾。

圖16 洞室截面示意圖Fig.16 Schematic diagram of cavern section

圖17 整體模型Fig.17 Overall model

將模型內(nèi)的土體分為上、中、下3層。地表紅黏土厚度與其下強(qiáng)風(fēng)化白云巖厚度分別設(shè)為1.65 m和2.95 m，中風(fēng)化白云巖厚度設(shè)為75.4 m。素混凝土及噴射混凝土采用等效后的無(wú)厚度彈性材料代替，二襯厚度0.4 m。工字鋼采用等效后的梁?jiǎn)卧?，如圖18所示。

巖土層、二襯應(yīng)用摩爾-庫(kù)倫彈塑性本構(gòu)模型，素砼、噴射混凝土、工字鋼應(yīng)用彈性本構(gòu)模型，模型的材料屬性如表3所示。模型頂部自由，側(cè)面法向約束，底部完全約束。

綠色為主拱架；黃色為接搭拱架、正常拱架圖18 支護(hù)體系梁?jiǎn)卧疽鈭DFig.18 Schematic diagram of beam unit of support system

3.2.3 網(wǎng)格劃分

三維有限元網(wǎng)格的基本土體單元為4節(jié)點(diǎn)三維四面體單元，二維有限元網(wǎng)格的基本土體單元為3節(jié)點(diǎn)二維三角形板單元。巖土層、二襯采用三維四面體單元來(lái)模擬，噴射混凝土與鋼拱架處于重合接觸狀態(tài)，素砼、噴射混凝土、鋼拱架采用二維三角形板單元模擬。

本次模擬運(yùn)用軟件的三維網(wǎng)格自動(dòng)生成模式，采用中等程度的網(wǎng)格劃分標(biāo)準(zhǔn)，并在隧道結(jié)構(gòu)與圍巖的接觸面進(jìn)行局部加密。

3.3 模擬結(jié)果分析

3.3.1 拱架位移分析

由圖8、圖12和圖19可知，拱架拱部、邊墻中上部受?chē)鷰r、初支壓應(yīng)力影響，為負(fù)向沉降變形；邊墻下部，受到隧底部分圍巖及初支墻腳拉應(yīng)力影響，轉(zhuǎn)變?yōu)檎蜃冃巍?/p>

(1)常規(guī)主拱架變形以側(cè)向洞室中線(xiàn)為界，呈對(duì)稱(chēng)性；拱頂正中心負(fù)向變形最大，為10.56 mm，自拱頂正中心向兩側(cè)邊墻，豎向位移隨與側(cè)向洞室中線(xiàn)距離增大而減?。粌蓚?cè)邊墻腳位置正向變形最大，為1.1 mm。

(2)Y形主拱架變形以主洞室中線(xiàn)為界，呈現(xiàn)不對(duì)稱(chēng)性，拱架整體有向右(斜長(zhǎng)拱架側(cè))傾斜的趨勢(shì)；從圖12和圖19看出，右側(cè)荷載集中導(dǎo)致了主拱架整體向右移動(dòng)，在主拱架施工過(guò)程中要提高右側(cè)的錨桿質(zhì)量、增加錨桿密度；在斜向長(zhǎng)拱架靠近相交位置，負(fù)向變形最大，為5.26 mm；短拱架邊墻腳正向變形最大，為0.57 mm。

(3)三角形主拱架同樣呈不對(duì)稱(chēng)狀，整體有向左傾斜的趨勢(shì)。短拱部正中心位負(fù)向變形最大，為8.36 mm；長(zhǎng)拱部相交的邊墻腳處正向變形最大，為1.01 mm。

從圖20看出：(1)常規(guī)主拱架整體向左偏移，兩側(cè)邊墻中間負(fù)向變形最大，為3.02 mm，拱頂正中心處負(fù)向變形最小，為0.19 mm。

表3 模型材料參數(shù)表Table 3 Model material parameter table

圖19 主拱架豎向位移分布圖Fig.19 Vertical displacement distribution of main arch

圖20 主拱架水平位移分布圖Fig.20 Horizontal displacement distribution of main arch

(4)Y形主拱架以主洞室中線(xiàn)右側(cè)2 m為界，左側(cè)水平位移為正向，正向變形最大部位出現(xiàn)在左側(cè)邊墻中間位置，為2.79 mm，右側(cè)水平位移為負(fù)向，負(fù)向變形最大部位出現(xiàn)在右側(cè)邊墻中間位置，為1.43 mm。

(5)三角形主拱架水平位移變形情況與Y形相似，正向變形最大部位出現(xiàn)在左側(cè)邊墻中間位置，為4.74 mm，負(fù)向最大部位出現(xiàn)在右側(cè)邊墻中間位置，為2.30 mm。3種主拱架邊墻中間位置水平位移最大，推測(cè)是由于邊墻中間位置拉應(yīng)力集中，導(dǎo)致該位置水平位移值最大。

3.3.2 拱架內(nèi)力分析

從圖21中看出，3種主拱架整體為壓應(yīng)力。常規(guī)、Y形主拱架應(yīng)力均是由拱頂中心向拱腳部位逐漸增大，分析是由于拱頂承受荷載向下傳遞，且拱腳處曲線(xiàn)半徑較小，使得該位置出現(xiàn)應(yīng)力集中所致。

圖21 主拱架內(nèi)力分布圖Fig.21 Internal force distribution of main arch

(1)從常規(guī)主拱架應(yīng)力分布看出，邊墻下部壓應(yīng)力最大，為316.6 kN，拱頂正中心處壓應(yīng)力最小，為46.01 kN。

(2)以側(cè)向洞室中線(xiàn)為界，在Y形主拱架左側(cè)斜向長(zhǎng)拱架拱腳處壓應(yīng)力最大，為307.4 kN；右側(cè)斜向長(zhǎng)拱架靠近交叉處壓應(yīng)力最小，為1.47 kN；以主洞室中線(xiàn)為界，靠近中線(xiàn)位置，左側(cè)拱架應(yīng)力大于右側(cè)拱架應(yīng)力；遠(yuǎn)離中線(xiàn)位置，右側(cè)拱架應(yīng)力大于左側(cè)拱架應(yīng)力；左側(cè)邊墻應(yīng)力小于右側(cè)邊墻；結(jié)合Y形主拱架整體有向右傾斜的趨勢(shì)，推測(cè)是拱架承受荷載主要向右側(cè)拱架基礎(chǔ)傳導(dǎo)所致。

(3)從三角形主拱架的應(yīng)力分布可以看出，邊墻接近拱腳位置壓應(yīng)力最大，315.5 kN，以主洞室中線(xiàn)為界，斜長(zhǎng)拱部最右側(cè)拱腳部位應(yīng)力最小，應(yīng)力從右向左增大，左側(cè)邊墻應(yīng)力大于右側(cè)，這與三角形主拱架整體向左傾斜的情況相吻合；以側(cè)向洞室中線(xiàn)為界，在左側(cè)長(zhǎng)拱部拱腳處出現(xiàn)了最小壓應(yīng)力，為51.12 kN。

綜上，選擇Y形主拱架+斜截拱架支護(hù)體系方案進(jìn)行支護(hù)，數(shù)據(jù)中心服役效果最好。

4 現(xiàn)場(chǎng)監(jiān)測(cè)分析

4.1 監(jiān)測(cè)點(diǎn)布置

如圖22所示，在異型主拱架上選擇6個(gè)測(cè)點(diǎn)，同一監(jiān)測(cè)點(diǎn)安裝振弦式鋼結(jié)構(gòu)表面應(yīng)變計(jì)[21]、振弦式土壓力計(jì)、振弦式砼應(yīng)變計(jì)[22]。

圖22 監(jiān)測(cè)點(diǎn)示意圖Fig.22 Schematic diagram of monitoring points

4.2 監(jiān)測(cè)結(jié)果分析

從圖23可得，鋼拱架所有監(jiān)測(cè)位置都是壓應(yīng)變。5 d內(nèi)應(yīng)變呈現(xiàn)遞增趨勢(shì)，5 d后應(yīng)變下降，8 d后應(yīng)變-時(shí)間變化接近直線(xiàn)。在第5天，A6位置應(yīng)變最大，為233.74×10-6；A5位置應(yīng)變最小，為45.36×10-6。證明圍巖對(duì)鋼拱架的變形影響很小。第17天鋼拱架各點(diǎn)現(xiàn)場(chǎng)監(jiān)測(cè)結(jié)果與3.3節(jié)各點(diǎn)數(shù)值模擬的分布內(nèi)力結(jié)果相比，各點(diǎn)間的數(shù)值大小排行近似，證明了數(shù)值模擬的合理性。

圖23 鋼拱架應(yīng)變-時(shí)間變化圖Fig.23 Strain time variation diagram of steel arch frame

從圖24可得，圍巖與支護(hù)接觸應(yīng)力均為壓應(yīng)力，且變化趨勢(shì)相同。5 d內(nèi)圍巖壓力遞增。A6壓應(yīng)力最大，為0.37×103kN/m2，結(jié)合拱架應(yīng)變分析，是圍巖拱腳處壓力集中導(dǎo)致拱架拱腳位置應(yīng)變大于其他位置。5 d后圍巖壓力下降，在第8～16天內(nèi)變化曲線(xiàn)接近直線(xiàn)。比較圍巖壓力的監(jiān)測(cè)、模擬結(jié)果(圖25)，拱腰位置監(jiān)測(cè)、模擬結(jié)果較為接近，拱腳位置監(jiān)測(cè)、模擬結(jié)果差別較大，推測(cè)是安裝土壓力計(jì)時(shí)拱腳圍巖應(yīng)力已經(jīng)釋放大半所致。

圖24 圍巖壓力-時(shí)間變化圖Fig.24 Pressure time variation diagram of surrounding rock

圖25 圍巖壓力監(jiān)測(cè)、模擬對(duì)比示意圖Fig.25 Schematic diagram of surrounding rock pressure monitoring and simulation comparison

圖26 混凝土應(yīng)變-時(shí)間變化圖Fig.26 Concrete strain time variation diagram

根據(jù)圖26，初支形成后，8 d內(nèi)所有測(cè)點(diǎn)都呈拉應(yīng)變，1～5 d應(yīng)變遞增，第5天所有拉應(yīng)變達(dá)到最大，A6應(yīng)變最大，為260.78×10-6，5～8 d內(nèi)，A1、A4～A6應(yīng)變遞減，A2、A3趨于穩(wěn)定。分析認(rèn)為，水化反應(yīng)產(chǎn)熱導(dǎo)致噴射混凝土膨脹拉扯應(yīng)變計(jì)，因此產(chǎn)生拉應(yīng)變。8 d后A3保持拉應(yīng)變，這與2.3.3節(jié)的A3點(diǎn)的模擬結(jié)果以拉應(yīng)力為主相同；其他測(cè)點(diǎn)轉(zhuǎn)變?yōu)閴簯?yīng)變，這與2.3.3節(jié)的A1、A2、A4～A6各點(diǎn)模擬結(jié)果以壓應(yīng)力為主相同，且A2壓應(yīng)變維持不變；A6壓應(yīng)變?cè)诘?天達(dá)到最大，為247.2×10-6，之后隨時(shí)間減?。籄1、A4、A5壓應(yīng)變?cè)? d后隨時(shí)間增大，12 d后A1、A4、A5、A6應(yīng)變趨于平穩(wěn)；第16天內(nèi)A1、A6應(yīng)變最大，與2.3.3節(jié)模擬結(jié)果中該兩點(diǎn)出現(xiàn)壓應(yīng)力明顯集中的現(xiàn)象相符合。最大拉、壓應(yīng)變皆小于300×10-6，證明初支襯砌受?chē)鷰r壓力影響較小。

5 結(jié)論

依托地下等截面交叉洞室改擴(kuò)建工程，對(duì)失效素砼襯砌拆除與異型支護(hù)體系的變形特征進(jìn)行分析，得出以下結(jié)論。

(1)根據(jù)交叉口的空間幾何特征提出了3種素砼襯砌拆除方案，分析得，多數(shù)測(cè)點(diǎn)位置，方案2的圍巖位移、應(yīng)力小于其他方案；方案2初支應(yīng)力分布接近方案3，小于方案1。綜合考慮，采用方案2“三角交叉區(qū)開(kāi)挖，左右對(duì)稱(chēng)拆除”的施工效果最優(yōu)。

(2)根據(jù)襯砌拆除形狀、交叉洞室斷面和支護(hù)要求，設(shè)計(jì)3種支護(hù)體系。Y形主拱架的豎向位移以及內(nèi)力均為最小。但需要提高主拱架右側(cè)附近的錨桿質(zhì)量和增加錨桿密度，降低拱架整體向右偏移的趨勢(shì)。結(jié)合結(jié)論(1)，證明“三角交叉區(qū)開(kāi)挖，Y形主拱架先行，左右對(duì)稱(chēng)拆除，隨拆隨支接搭拱架”的襯砌拆除-支護(hù)方法最適合等截面交叉洞室擴(kuò)建工程。

(3)Y形鋼拱架所有測(cè)點(diǎn)都呈壓應(yīng)變，斜向拱架拱腳應(yīng)變最大，為 236.44×10-6。最大接觸壓應(yīng)力和最大拱架應(yīng)變位置一致，最大值為0.37×103kN/m2。噴射混凝土除A3一直保持拉應(yīng)變，其他位置隨時(shí)間變化，應(yīng)變逐漸由拉變?yōu)閴海?、壓?yīng)變值均不超過(guò)300×10-6。現(xiàn)場(chǎng)監(jiān)測(cè)證明，三角區(qū)開(kāi)挖襯砌拆除更換+Y形主鋼拱架支護(hù)體系滿(mǎn)足數(shù)據(jù)中心服役支護(hù)要求。