地下等截面交叉洞室扩建衬砌拆除及支护方法

段兆林， 张搏， 姜晓博， 杨辉， 刘宁

(1.贵州民族大学建筑工程学院， 贵阳 550025；

2.贵州民族大学建筑工程学院， 贵阳 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.贵州大学土木工程学院， 贵阳 550025)

随着社会信息化的推进，数据中心的数量及规模皆得到了快速提升。出于对空间、安全及修建维护成本的综合考虑，选择地下已有的老旧废弃空间改造修建数据中心成了当下的最优选择。

老旧洞室现有环境不符合数据中心建设要求，衬砌需要更换加固。特别是洞室交叉部分，在交叉口开挖后，三角区域是交叉区围岩的最薄弱部分[1]，将出现应力集中区，该区围岩最易失稳破坏[2]。项目辅洞、主洞夹角为90°，交叉口围岩垂直应力σh、应力集中系数K皆达到最大[3-5]，对该区进行衬砌拆除与支护加固有更高的要求。因此设计合理的拆除步骤、支护体系及保证特殊洞室段持续稳定服役是本文研究的主要内容。

拆除旧衬砌是地下建筑扩建中围岩松弛变形的主要原因，需采取相应的支护参数抑制围岩变形[6]。衬砌拆除每循环进尺2 m较合理[7-8]。更换新初支，两侧衬砌拱脚易产生剪切破坏，需重点加固[9]。通过加长拱脚、增设拱架连接，可有效解决传统钢拱架在拱脚内移、拱顶下沉方面的缺陷，降低钢拱架因为侧向刚度低而发生扭曲失稳的可能[10-11]。王利明[12]监测钢拱架内力均为负，边墙处内力最大，从上向下，拱架弯矩由负变正，稳定后除边墙位置以外弯矩均为负值。目前钢拱架的研究对象多为正常的传统式钢拱架，地下洞室交叉口的支护体系及其变形特征等少有提及。

现以贵阳市地下等截面交叉洞室扩建数据中心为例，针对工程实际，设计合理的改扩建施工方案，具体包括素砼失效衬砌的拆除更换与新型支护的施作。通过数值模拟原有洞室开挖至改扩建数据中心的整个施工过程，并结合现场监测分析不同衬砌拆除方法与不同支护体系下的围岩、初支变形特征。以期提出适合于等截面交叉洞室的衬砌拆除+支护一体化施工控制方法，为该类工程的建设提供参考。

依托项目为原有地下洞室改扩建数据中心工程，施工场区位于贵阳市南岳山蛇脑壳附近，如图1所示，地形地貌复杂。根据钻探调查，自地表向下地层依次为：①厚达0～3.3 m的第四系红黏土层(Qel+dl);②三叠系白云岩层(T2yl3)，从上到下包括：厚达2.0～3.9 m的V级破碎强风化白云岩；
以及Ⅳ级的较硬中风化白云岩。

图1 现场位置Fig.1 Site location

扩建数据中心，需要对旧有素砼失效衬砌进行拆除与加固。由于原衬砌与交叉洞室的特殊性，不当的拆除方法易导致安全事故出现。根据工程实际，提出数种不同的拆除方案，分析拆除过程中围岩、初支变形受力特征，甄别衬砌拆除方案的优劣。

2.1 素砼衬砌拆除方案

本次模拟设置了3种素砼衬砌拆除方案。如表1与图2所示。

2.2 模型建立

采用PLAXIS 3D有限元分析软件，模拟等截面交叉洞室开挖—旧衬砌拆除更换过程。

2.2.1 基本假定

本次数值模拟分析采用PLAXIS 3D有限元软件。在数值建模过程中，由于岩土体实际结构较复杂，按照真实情况，有限元软件完全再现围岩情况不现实，因此为了简化分析模型，同时保证模型的精确性，做出如下的设定。

(1)各岩土层呈均质水平层状分布，且同一层为各向同性，隧道衬砌的变形与受力均在弹性范围内。岩土体材料采用摩尔库伦本构模型和摩尔库伦强度准则。

表1 数值模拟方案Table 1 Numerical simulation scheme

图2 不同模拟方案衬砌拆除示意图Fig.2 Schematic diagram of lining removal under different simulation schemes

(2)围岩初始应力仅考虑重力。

(3)隧道所在区域降水量极小，隧道围岩及上覆岩土层透水性弱，施工过程也采取多种措施有效阻止了可能存在的地下水向隧道内的渗透、流动，因此有限元计算中忽略了地下水的渗透、流动影响。

(4)经施工现场地质勘查，等截面交叉洞室开挖结束后土体的缓慢固结和蠕变规模极小，因此不做考虑。

(5)针对复杂的真实结构，可以采用相同力学性能的均质材料进行模拟，将支护中的工字钢、锚杆等予以简化，将复合材料的参数综合处理。即：将钢拱架、锚杆的弹性模量折算给喷射混凝土，计算公式为

(1)

式(1)中：Epl为等效初支的弹性模量；
E0为原来喷射混凝土的弹性模量；
Ssc为安装钢拱架的截面面积；
Esc为钢拱架的弹性模量；
Sc为混凝土的截面面积；
Sb为锚杆的截面面积；
Eb为锚杆的弹性模量。

2.2.2 几何模型及边界条件

如图3所示，洞室截面为直边墙三心圆拱，宽9.9 m，总高6.16 m，边墙高3.4 m，位于中风化白云岩层中，埋深28.45 m。

为保证PLAXIS 软件计算结果的精确性，如图4所示，将模拟模型设置为长80 m、宽80 m、高80 m，近似为隧道截面宽度的8倍，既避免模型边界过大消耗太多的计算时间，也避免边界过小对模拟计算造成的干扰。

图3 洞室截面示意图Fig.3 Schematic diagram of cavern section

图4 整体模型Fig.4 Overall model

将模型内的土体分为上、中、下3层。地表红黏土厚度与其下强风化白云岩厚度分别设为1.65 m和2.95 m，中风化白云岩厚度设为75.4 m。素混凝土及初支采用等效后的无厚度弹性材料代替，二衬厚度0.4 m；
岩土层、二衬应用摩尔-库伦弹塑性本构模型，素砼衬砌、初支应用弹性本构模型；
模型的材料属性如表2所示。

模型顶部自由，侧面法向约束，底部完全约束。

2.2.3 网格划分

三维有限元网格的基本土体单元为4节点三维四面体单元，二维有限元网格的基本土体单元为3节点二维三角形板单元。岩土层、二衬采用三维四面体单元来模拟，素砼衬砌、初支采用二维三角形板单元模拟。

本次模拟运用软件的三维网格自动生成模式，采用中等程度的网格划分标准，并在隧道结构与围岩的接触面进行局部加密。

2.3 模拟结果分析

2.3.1 围岩位移分析

图5为拱顶围岩竖向位移变化图。以侧向洞室中线为界，左侧方案3位移略大于方案3，右侧方案2、方案3变化与左侧相反。方案2、方案3最大沉降分别位于侧向洞室中线左、右两侧3 m处，沉降值分别为9.39、9.51 mm。在-3～8 m范围内，方案1位移均超过其他方案，方案1的最大沉降值为9.75 mm，与方案3的最大沉降位置一样。

图5 拱顶沿主洞室中线竖向位移变化图Fig.5 Variation diagram of vertical displacement of arch crown along the central line of main cavern

图6为边墙水平位移变化图。方案1最大位移在侧向洞室中线右侧2 m位置，为14.18 mm，同时也是3种方案下最大位移。在-3～8 m位置，方案1的位移值要大于另外两种方案。以中线左侧2 m为界，左侧方案3的水平位移要大于方案3，右侧后者的位移值要大于前者。

图6 边墙中线水平位移变化图Fig.6 Variation diagram of horizontal displacement of side wall centerline

图7为隧底竖向位移变化图。方案1、方案3走向一致，呈明显的非对称分布。以-4 m为界，左侧方案1位移小于方案3，右侧两者位移大小易位。在中线右侧2 m处，两者位移最大。方案2呈对称分布，以-1 m为界，左侧方案2位移大于其他方案，右侧方案2位移小于其他方案。

图7 隧底沿主洞室中线竖向位移变化图Fig.7 Vertical displacement variation diagram of tunnel bottom along the central line of main cavern

图8 主洞室拱顶最大主应力σ1变化图Fig.8 Variation diagram of maximum principal stress σ1 of arch crown of main cavern

2.3.2 围岩应力分析

图8为拱顶最大主应力变化图。拱顶均为压应力，中线左侧，方案1拱顶σ1要大于其他方案，中线右侧，方案1拱顶σ1小于另两种。方案2、方案3对围岩应力的影响整体上持平。

图9为主洞室边墙中间位置最大主应力变化图。除3 m、8 m位置，方案2应力值均低于方案3。4 m至最右侧范围内，除8 m位置，方案1应力值均超过其他方案。4 m位置方案1应力最大，为763 kN/m2，在8 m位置，三者的应力值均为最小。

图10为主洞室隧底最大主应力变化图。大多数监测位置，方案1应力值均超过其余方案。在2 m位置，方案1应力达到最大值，为20.4 kN/m2。方案2应力值均低于方案3。

从图11侧洞室隧底最大主应力变化图。3种方案应力最大值均位于监测起点位置，呈压应力，随后压应力急速降低，在2 m位置转变为拉应力。2 m后回复为压应力，且设置方案之间不存在过大的差别，应力变化接近于直线。在0～2 m内，方案一应力明显超过其他方案。方案2应力值均小于方案3。

图9 主洞室边墙最大主应力σ1变化图Fig.9 Variation diagram of maximum principal stress σ1 of side wall of main cavern

图10 隧底沿主洞室中线最大主应力σ1变化图Fig.10 Variation diagram of maximum principal stress σ1 at tunnel bottom along the central line of main cavern

图11 隧底沿侧向洞室中线最大主应力σ1变化图Fig.11 Variation diagram of maximum principal stress σ1 at tunnel bottom along the center line of lateral cavern

2.3.3 衬砌内力分析

从图12初支结构的内力云图可以得出以下结果。

(1)对于内力N1：主洞室区域：以主洞室中线为界，交叉段拱部靠近拱顶区域，靠近相交侧区域以压应力为主，远离相交侧以拉应力为主。在交叉段拱部靠近拱脚区域，均以压应力为主。非相交侧边墙处中上部分受压，隧底以压应力为主，但边墙、隧底靠近边墙脚位置则转为受拉，且随着与边墙脚距离的减小而增大。侧向洞室区域：靠近主洞室的拱顶、边墙及墙脚位置受拉，其余位置均受压。相交侧拱脚、墙脚处出现了压应力集中的现象，拱脚处压应力集中尤为明显；
主洞室与侧向洞室相交的边墙处出现了拉应力集中的现象，可以消除这些位置的棱角、改变交叉位置的初支形状或者加厚该区域的喷混厚度，避免应力集中。

(2)对于内力N2：整体呈现压应力，最大应力值出现在边墙及拱脚位置。

图12 三种方案下初支内力N1、N2Fig.12 Initial support internal forces N1 and N2 under three schemes

为了更清晰地了解不同方案间初支内力差别，选择代表区域进行监测，监测点如图13所示；
不同监测点的内力变化如图14所示。

图13 监测点布置图Fig.13 Layout of monitoring points

从图14可以看出，内力N1中，P1、P2、P3、P6、P8受压，P4、P5、P7受拉。拆除顺序不同导致P1、P6、P8位置方案1应力值低于其他两者。P2、P3位于交叉区域拱脚位置，3种方案的最大压应力出现在这两点，且方案1的压应力远远超过其余方案，最大压应力值为995.1 kN/m。3种方案的最小压应力出现在P8位置。P4、P5位置，方案1的拉应力大于其余方案。在P2～P5，方案2与方案3之间无太大差别。P7位置，方案2应力值小于其他两方案，方案3在该点的拉应力达到最大值，为379.57 kN/m。

内力N2均为压应力，方案1在P2、P3监测点的应力值超过方案2、方案3，在P2位置，方案1压应力最大，为3 647.61 kN/m。在P1、P4、P5、P6、P8位置，3种方案应力变化不明显。P7位置，方案2应力值明显小于其他两方案。

图14 不同监测点的内力变化图Fig.14 Internal force variation diagram of different monitoring points

综上，得出采用方案2施工效果最好。

初期支护是提高扩建数据中心工程质量的关键，因此针对交叉口支护体系展开研究。通过施工经验分析，交叉口附近围岩应力将通过直接接触与间接传递的方式传导至主拱架，因此主拱架的变形受力特征可以作为交叉口支护体系整体特征的代表。

3.1 拱架支护方案

选择方案3作为交叉口衬砌拆除方案，拆除原有衬砌后，要及时进行支护，但正常段的钢拱架无法在等截面交叉口洞室使用，需要进行加工处理。为此设置了3种配合衬砌拆除方案2[图2(b)]的拱架支护方案。

方案1：交叉口常规拱架支护体系[13-18]：侧、主洞室相交最后一榀拱架作为主拱架，在主拱架上焊接对称分布的悬臂托梁，延伸出去的托梁与斜截拱架接搭[图15(a)]。

方案2：Y形主拱架+斜截断拱架的等截面交叉洞室支护体系[19-20]。主拱架为30工字钢制作；
其余接搭拱架为20工字钢制作，是正常段拱架局部切割后的剩余部分[图15(b)]。

方案3：三角形主拱架+斜截断横工字钢+斜截断拱架的等截面交叉洞室支护体系。加工处理类似于Y形支护[图15(c)]。

图15 拱架支护体系示意图Fig.15 Schematic diagram of arch support system

3.2 模型建立

采用PLAXIS 3D有限元分析软件，模拟等截面交叉洞室开挖—交叉口旧衬砌拆除—施作钢拱架、喷射混凝土、二衬全过程。

3.2.1 基本假定

本次数值模拟分析采用PLAXIS 3D有限元软件。在数值建模过程中，为了简化分析模型，同时保证模型的精确性，做出如下的设定。

(1)各岩土层呈均质水平层状分布，且同一层为各向同性，隧道衬砌的变形与受力均在弹性范围内。岩土体材料采用摩尔库伦本构模型和摩尔库伦强度准则。

(2)围岩初始应力仅考虑重力。

(3)隧道所在区域降水量极小，隧道围岩及上覆岩土层透水性弱，施工过程也采取多种措施有效阻止了可能存在的地下水向隧道内的渗透、流动，故有限元计算中忽略地下水的渗透、流动影响。

(4)经实际记录与模拟研究，等截面交叉洞室开挖结束后土体的缓慢固结和蠕变规模极小，因此不做考虑。

(5)钢拱架采用梁单元模拟，模型的喷射混凝土与钢拱架处于重合接触状态。

(6)针对复杂的真实结构，可以采用相同力学性能的均质材料进行模拟，将隧道支护中的锚杆等予以简化，将复合材料的参数综合处理。即：将锚杆的弹性模量折算给喷射混凝土，计算公式为

(2)

式(2)中：Ees为等效喷射混凝土的弹性模量；
E0为原来喷射混凝土的弹性模量；
Sc为混凝土的截面面积；
Sb为锚杆的截面面积；
Eb为锚杆的弹性模量。

3.2.2 几何模型及边界条件

如图16所示，洞室截面为直边墙三心圆拱，宽9.9 m，总高6.16 m，边墙高3.4 m，位于中风化白云岩层中，埋深28.45 m。

为保证PLAXIS 软件计算结果的精确性，如图17所示，将模拟模型设置为长80 m、宽80 m、高80 m，近似为隧道截面宽度的8倍，既避免模型边界过大消耗太多的计算时间，也避免边界过小对模拟计算造成的干扰。

图16 洞室截面示意图Fig.16 Schematic diagram of cavern section

图17 整体模型Fig.17 Overall model

将模型内的土体分为上、中、下3层。地表红黏土厚度与其下强风化白云岩厚度分别设为1.65 m和2.95 m，中风化白云岩厚度设为75.4 m。素混凝土及喷射混凝土采用等效后的无厚度弹性材料代替，二衬厚度0.4 m。工字钢采用等效后的梁单元代替，如图18所示。

岩土层、二衬应用摩尔-库伦弹塑性本构模型，素砼、喷射混凝土、工字钢应用弹性本构模型，模型的材料属性如表3所示。模型顶部自由，侧面法向约束，底部完全约束。

绿色为主拱架；
黄色为接搭拱架、正常拱架图18 支护体系梁单元示意图Fig.18 Schematic diagram of beam unit of support system

3.2.3 网格划分

三维有限元网格的基本土体单元为4节点三维四面体单元，二维有限元网格的基本土体单元为3节点二维三角形板单元。岩土层、二衬采用三维四面体单元来模拟，喷射混凝土与钢拱架处于重合接触状态，素砼、喷射混凝土、钢拱架采用二维三角形板单元模拟。

本次模拟运用软件的三维网格自动生成模式，采用中等程度的网格划分标准，并在隧道结构与围岩的接触面进行局部加密。

3.3 模拟结果分析

3.3.1 拱架位移分析

由图8、图12和图19可知，拱架拱部、边墙中上部受围岩、初支压应力影响，为负向沉降变形；
边墙下部，受到隧底部分围岩及初支墙脚拉应力影响，转变为正向变形。

(1)常规主拱架变形以侧向洞室中线为界，呈对称性；
拱顶正中心负向变形最大，为10.56 mm，自拱顶正中心向两侧边墙，竖向位移随与侧向洞室中线距离增大而减小；
两侧边墙脚位置正向变形最大，为1.1 mm。

(2)Y形主拱架变形以主洞室中线为界，呈现不对称性，拱架整体有向右(斜长拱架侧)倾斜的趋势；
从图12和图19看出，右侧荷载集中导致了主拱架整体向右移动，在主拱架施工过程中要提高右侧的锚杆质量、增加锚杆密度；
在斜向长拱架靠近相交位置，负向变形最大，为5.26 mm；
短拱架边墙脚正向变形最大，为0.57 mm。

(3)三角形主拱架同样呈不对称状，整体有向左倾斜的趋势。短拱部正中心位负向变形最大，为8.36 mm；
长拱部相交的边墙脚处正向变形最大，为1.01 mm。

从图20看出：(1)常规主拱架整体向左偏移，两侧边墙中间负向变形最大，为3.02 mm，拱顶正中心处负向变形最小，为0.19 mm。

表3 模型材料参数表Table 3 Model material parameter table

图19 主拱架竖向位移分布图Fig.19 Vertical displacement distribution of main arch

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

(4)Y形主拱架以主洞室中线右侧2 m为界，左侧水平位移为正向，正向变形最大部位出现在左侧边墙中间位置，为2.79 mm，右侧水平位移为负向，负向变形最大部位出现在右侧边墙中间位置，为1.43 mm。

(5)三角形主拱架水平位移变形情况与Y形相似，正向变形最大部位出现在左侧边墙中间位置，为4.74 mm，负向最大部位出现在右侧边墙中间位置，为2.30 mm。3种主拱架边墙中间位置水平位移最大，推测是由于边墙中间位置拉应力集中，导致该位置水平位移值最大。

3.3.2 拱架内力分析

从图21中看出，3种主拱架整体为压应力。常规、Y形主拱架应力均是由拱顶中心向拱脚部位逐渐增大，分析是由于拱顶承受荷载向下传递，且拱脚处曲线半径较小，使得该位置出现应力集中所致。

图21 主拱架内力分布图Fig.21 Internal force distribution of main arch

(1)从常规主拱架应力分布看出，边墙下部压应力最大，为316.6 kN，拱顶正中心处压应力最小，为46.01 kN。

(2)以侧向洞室中线为界，在Y形主拱架左侧斜向长拱架拱脚处压应力最大，为307.4 kN；
右侧斜向长拱架靠近交叉处压应力最小，为1.47 kN；
以主洞室中线为界，靠近中线位置，左侧拱架应力大于右侧拱架应力；
远离中线位置，右侧拱架应力大于左侧拱架应力；
左侧边墙应力小于右侧边墙；
结合Y形主拱架整体有向右倾斜的趋势，推测是拱架承受荷载主要向右侧拱架基础传导所致。

(3)从三角形主拱架的应力分布可以看出，边墙接近拱脚位置压应力最大，315.5 kN，以主洞室中线为界，斜长拱部最右侧拱脚部位应力最小，应力从右向左增大，左侧边墙应力大于右侧，这与三角形主拱架整体向左倾斜的情况相吻合；
以侧向洞室中线为界，在左侧长拱部拱脚处出现了最小压应力，为51.12 kN。

综上，选择Y形主拱架+斜截拱架支护体系方案进行支护，数据中心服役效果最好。

4.1 监测点布置

如图22所示，在异型主拱架上选择6个测点，同一监测点安装振弦式钢结构表面应变计[21]、振弦式土压力计、振弦式砼应变计[22]。

图22 监测点示意图Fig.22 Schematic diagram of monitoring points

4.2 监测结果分析

从图23可得，钢拱架所有监测位置都是压应变。5 d内应变呈现递增趋势，5 d后应变下降，8 d后应变-时间变化接近直线。在第5天，A6位置应变最大，为233.74×10-6；
A5位置应变最小，为45.36×10-6。证明围岩对钢拱架的变形影响很小。第17天钢拱架各点现场监测结果与3.3节各点数值模拟的分布内力结果相比，各点间的数值大小排行近似，证明了数值模拟的合理性。

图23 钢拱架应变-时间变化图Fig.23 Strain time variation diagram of steel arch frame

从图24可得，围岩与支护接触应力均为压应力，且变化趋势相同。5 d内围岩压力递增。A6压应力最大，为0.37×103kN/m2，结合拱架应变分析，是围岩拱脚处压力集中导致拱架拱脚位置应变大于其他位置。5 d后围岩压力下降，在第8～16天内变化曲线接近直线。比较围岩压力的监测、模拟结果(图25)，拱腰位置监测、模拟结果较为接近，拱脚位置监测、模拟结果差别较大，推测是安装土压力计时拱脚围岩应力已经释放大半所致。

图24 围岩压力-时间变化图Fig.24 Pressure time variation diagram of surrounding rock

图25 围岩压力监测、模拟对比示意图Fig.25 Schematic diagram of surrounding rock pressure monitoring and simulation comparison

图26 混凝土应变-时间变化图Fig.26 Concrete strain time variation diagram

根据图26，初支形成后，8 d内所有测点都呈拉应变，1～5 d应变递增，第5天所有拉应变达到最大，A6应变最大，为260.78×10-6，5～8 d内，A1、A4～A6应变递减，A2、A3趋于稳定。分析认为，水化反应产热导致喷射混凝土膨胀拉扯应变计，因此产生拉应变。8 d后A3保持拉应变，这与2.3.3节的A3点的模拟结果以拉应力为主相同；
其他测点转变为压应变，这与2.3.3节的A1、A2、A4～A6各点模拟结果以压应力为主相同，且A2压应变维持不变；
A6压应变在第9天达到最大，为247.2×10-6，之后随时间减小；
A1、A4、A5压应变在9 d后随时间增大，12 d后A1、A4、A5、A6应变趋于平稳；
第16天内A1、A6应变最大，与2.3.3节模拟结果中该两点出现压应力明显集中的现象相符合。最大拉、压应变皆小于300×10-6，证明初支衬砌受围岩压力影响较小。

依托地下等截面交叉洞室改扩建工程，对失效素砼衬砌拆除与异型支护体系的变形特征进行分析，得出以下结论。

(1)根据交叉口的空间几何特征提出了3种素砼衬砌拆除方案，分析得，多数测点位置，方案2的围岩位移、应力小于其他方案；
方案2初支应力分布接近方案3，小于方案1。综合考虑，采用方案2“三角交叉区开挖，左右对称拆除”的施工效果最优。

(2)根据衬砌拆除形状、交叉洞室断面和支护要求，设计3种支护体系。Y形主拱架的竖向位移以及内力均为最小。但需要提高主拱架右侧附近的锚杆质量和增加锚杆密度，降低拱架整体向右偏移的趋势。结合结论(1)，证明“三角交叉区开挖，Y形主拱架先行，左右对称拆除，随拆随支接搭拱架”的衬砌拆除-支护方法最适合等截面交叉洞室扩建工程。

(3)Y形钢拱架所有测点都呈压应变，斜向拱架拱脚应变最大，为 236.44×10-6。最大接触压应力和最大拱架应变位置一致，最大值为0.37×103kN/m2。喷射混凝土除A3一直保持拉应变，其他位置随时间变化，应变逐渐由拉变为压，拉、压应变值均不超过300×10-6。现场监测证明，三角区开挖衬砌拆除更换+Y形主钢拱架支护体系满足数据中心服役支护要求。