展旭財(cái)，何壽迎，姜元杰，張佩清

(1.青島市勘察測(cè)繪研究院，山東 青島 266032； 2.青島巖土工程技術(shù)研究中心，山東 青島 266032)

1 引 言

隨著國民經(jīng)濟(jì)高速發(fā)展，部分地下硐室及人防等工程已難以滿足需求，地下硐室群的擴(kuò)建改造問題迫在眉睫，在擴(kuò)建改造過程中如何保證地下硐室群穩(wěn)定性，安全、經(jīng)濟(jì)、高效完成工程建設(shè)任務(wù)，已成為城市工程勘察領(lǐng)域的熱點(diǎn)課題。

大量專家學(xué)者對(duì)地下硐室穩(wěn)定性進(jìn)行了卓有成效的研究。吳虎勇[1]FLAC3D分析了深部地下礦山破碎硐室圍巖穩(wěn)定性及應(yīng)力場(chǎng)、位移場(chǎng)分布特征；黃康鑫等[2]在分析反演地應(yīng)力場(chǎng)分布基礎(chǔ)上，揭示了復(fù)雜條件下大型地下硐室群圍巖應(yīng)力變形演化特征；趙春濤[3]通過地下硐室開挖及支護(hù)過程中的穩(wěn)定性分析，獲得了圍巖松弛區(qū)范圍、位移變化規(guī)律及支護(hù)結(jié)構(gòu)內(nèi)力值；張玉祥等[4]結(jié)合工程實(shí)例，論述了復(fù)雜工程地質(zhì)環(huán)境中地下硐室優(yōu)化施工及穩(wěn)定性評(píng)價(jià)的方法及程序；張國茂[5]結(jié)合國內(nèi)外研究成果分析了隧道圍巖穩(wěn)定性的主要因素；徐哲等[6]采用數(shù)值模擬與實(shí)測(cè)手段分析了硐室群開挖后圍巖變形特性及錨索應(yīng)力損失對(duì)周圍巖體變形和應(yīng)力狀態(tài)的影響。此外，李寧[7]、劉萬榮[8]、李揚(yáng)帆[9]、向欣[10]等也都對(duì)不同條件下大型地下硐室穩(wěn)定性及支護(hù)措施等進(jìn)行研究。

本文在上述研究基礎(chǔ)上，以某人防工程擴(kuò)建改造為工程背景，采用有限元模擬軟件ABAQUS分別對(duì)無支護(hù)狀態(tài)、硐錨桿支護(hù)狀態(tài)、聯(lián)絡(luò)硐室回填狀態(tài)、拱頂錨桿+聯(lián)絡(luò)硐室回填狀態(tài)四種支護(hù)狀態(tài)進(jìn)行了系統(tǒng)模擬研究，揭示了不同支護(hù)狀態(tài)下圍巖應(yīng)力場(chǎng)及位移場(chǎng)聯(lián)動(dòng)演化規(guī)律，為工程實(shí)施方案確定提供了理論依據(jù)。

2 工程背景

該人防干道總面積約10 000 m2，總長(zhǎng)度約 1 400 m，由禹城路通道，中山商城通道、硐室群及青醫(yī)附院地下第5層地下室四部分組成，如圖1所示。禹城路通道寬約 5.5 m～10 m，高5.0 m～6.7 m，部分通道為混凝土襯砌，部分采用了錨噴進(jìn)行了初期支護(hù)；中山商城通道寬約 4 m～5 m，局部存在大斷面硐室及支硐，大部分為裸硐，部分采用噴射混凝土面層進(jìn)行初期支護(hù)；硐室群范圍最大寬度約 125 m，長(zhǎng)約 160 m，由主硐室、硐室、聯(lián)絡(luò)通道組成；地下第5層地下室為框架結(jié)構(gòu)，獨(dú)立基礎(chǔ)，地下室室內(nèi)標(biāo)高為 19.54 m，層高 7.42 m，屬本人防工程范圍的面積約 1 200 m2。

該人防干道改造項(xiàng)目擬建地下立體車庫，擬新建車庫坡道一個(gè)，長(zhǎng)約 175 m，入口連接平原路，終點(diǎn)為人防干道。立體車庫由現(xiàn)有人防干道主硐改建，如圖2所示，人防干道主硐寬 21.9 m，高 10.66 m，基底標(biāo)高 19.30 m，長(zhǎng)約 60 m，拱頂埋深約 15 m～18 m，采用系統(tǒng)錨桿及噴射混凝土進(jìn)行支護(hù)，擬向下開挖至 9.3 m標(biāo)高，礦山法施工。車庫其他通道擬用現(xiàn)有的人防地下硐室通道。

圖1 人防硐室分布情況

圖2 人防主硐室改造范圍

注：禹城路通道為A通道，與其連接的近南北向通道為B通道，主硐室為C通道，其西側(cè)為D通道，E通道為北側(cè)近東西走向的通道，中山路通道為F通道。

3 有限元計(jì)算模型建立

為分析地下硐室群擴(kuò)建過程中工程巖體穩(wěn)定性問題，采用ABAQUS有限元軟件進(jìn)行了不同支護(hù)方式模擬分析。該軟件可有效模擬復(fù)雜荷載條件及邊界條件，準(zhǔn)確模擬材料屈服、塑性流動(dòng)、軟化直至大變形，尤其在彈塑性分析、大變形分析以及模擬施工工程等領(lǐng)域有獨(dú)到的特點(diǎn)。

模擬過程中，假定圍巖為均質(zhì)、各向同性的巖土體，模擬計(jì)算過程中作為理想彈塑性體來考慮，采用摩爾庫侖強(qiáng)度準(zhǔn)則；計(jì)算不考慮開挖時(shí)間效應(yīng)、節(jié)理、滲流等因素的影響。本次數(shù)值模擬中將Ⅲ類、Ⅳ類圍巖的分區(qū)進(jìn)行適當(dāng)?shù)暮?jiǎn)化。計(jì)算模型長(zhǎng) 156 m，寬 99 m，主硐室右側(cè)巖柱寬 24 m，左側(cè)巖柱寬 17.7 m，聯(lián)絡(luò)通道標(biāo)高為 19.30 m，為減少交叉硐室引起的復(fù)雜網(wǎng)格劃分將左右兩側(cè)兩個(gè)通道硐室硐徑增加 1 m。模型中地質(zhì)分層是根據(jù)工程勘察資料，依據(jù)計(jì)算需要簡(jiǎn)化而來，最終將實(shí)際地層簡(jiǎn)化為Ⅲ級(jí)圍巖及Ⅳ級(jí)圍巖。計(jì)算模型如圖3、圖4所示。

圖3 圍巖級(jí)別分布

圖4 模型網(wǎng)格劃分

4 數(shù)值模擬計(jì)算分析

本次分析計(jì)算中對(duì)四種圍巖支護(hù)狀態(tài)進(jìn)行分析計(jì)算，分別是無支護(hù)狀態(tài)、硐頂錨桿支護(hù)狀態(tài)、聯(lián)絡(luò)硐室回填狀態(tài)、拱頂錨桿+聯(lián)絡(luò)硐室回填狀態(tài)。

4.1 模型1——無支護(hù)狀態(tài)

模型1計(jì)算中未對(duì)圍巖進(jìn)行支護(hù)，進(jìn)行主硐室的二次開挖，開挖深度為 10 m，模型中設(shè)置數(shù)個(gè)監(jiān)測(cè)點(diǎn)，對(duì)圍巖的應(yīng)力，位移進(jìn)行監(jiān)測(cè)分析。在不加錨固不回填的情況下，圍巖(37991號(hào)節(jié)點(diǎn))的最大沉降為 0.92 mm，底板(42440號(hào)節(jié)點(diǎn))的最大隆起為 1.2 mm，在CK0+35右側(cè)硐頂(26784號(hào)節(jié)點(diǎn))出現(xiàn)最大拉應(yīng)力 1.05 MPa。模擬顯示，在主硐室拱頂及與其他硐室交叉處，最大主應(yīng)力為拉應(yīng)力狀態(tài)，拉應(yīng)力一般為 20 KPa～490 KPa。二次開挖之后最大主應(yīng)力云圖和二次開挖后CK0+55斷面最大主應(yīng)力云圖分別如圖5、圖6所示。

圖5 二次開挖之后最大主應(yīng)力云圖

圖6 二次開挖后CK0+55斷面最大主應(yīng)力云圖

4.2 模型2——拱頂采用錨桿支護(hù)狀態(tài)

模型2對(duì)硐室拱頂采用錨桿進(jìn)行加固，錨桿布置方式為 2.5 m×4.0 m，錨桿長(zhǎng)度 3.5 m，錨桿直徑 28 mm，γ為 7 850 kN/m3，彈性模量 210 GPa，泊松比為0.3。計(jì)算結(jié)果顯示，主硐室拱頂豎向拉應(yīng)力最大為 1.045 MPa，位于主硐室拱頂CK0+60附近，拱頂拉應(yīng)力分布普遍，一般為 0.1 MPa～0.49 MPa；最大豎向壓應(yīng)力為 5.4 MPa，主硐室右側(cè)巖柱應(yīng)力較左側(cè)明顯提高，CK0+60右側(cè)巖柱范圍內(nèi)應(yīng)力為 1.36 MPa～3.40 MPa，其左側(cè)巖柱為 1.14 MPa～2.26 MPa。錨桿最大拉伸軸力為 9.6 kN，拱角處錨桿為壓應(yīng)力狀態(tài)，軸力為 20.5 kN。與模型1相比，圍巖應(yīng)力有所改善，在最大拉應(yīng)力減小約2.27%。豎向應(yīng)力云圖和CK0+55斷面最大主應(yīng)力云圖分別如圖7、圖8所示。

圖7 豎向應(yīng)力云圖(主硐軸向剖面)

圖8 CK0+55斷面最大主應(yīng)力云圖

4.3 模型3——聯(lián)絡(luò)硐室回填狀態(tài)

模型3對(duì)主硐室右側(cè)聯(lián)絡(luò)通道進(jìn)行回填加固，回填采用C25素混凝土，回填范圍如圖9所示。計(jì)算結(jié)果顯示，主硐室拱頂豎向拉應(yīng)力最大為 1.05 MPa，位于主硐室拱頂CK0+35附近，拱頂拉應(yīng)力分布普遍，一般為 0.1 MPa～0.55 MPa；最大豎向壓應(yīng)力 6.37 MPa，主硐室右側(cè)巖柱應(yīng)力相對(duì)無回填狀態(tài)下減小，CK0+60右側(cè)巖柱范圍內(nèi)應(yīng)力為 1.36 MPa～3.38 MPa，其左側(cè)巖柱為 1.14 MPa～2.40 MPa。相對(duì)模型1，圍巖最大豎向沉降減小5.9%，塑性應(yīng)變值累計(jì)值減小1.4%，巖柱的豎向壓應(yīng)力無明顯減小。CK0+55斷面最大主應(yīng)力云圖如圖10所示。

圖9 豎向應(yīng)力云圖(主硐軸向剖面)

圖10 CK0+55斷面最大主應(yīng)力云圖

4.4 模型4——拱頂錨桿+聯(lián)絡(luò)硐室回填狀態(tài)

模型4為在拱頂設(shè)置錨桿、錨桿為直徑 28 mm，布置方式為 2.0 m×4.0 m，聯(lián)絡(luò)硐室采用C25混凝土回填作為加固支護(hù)措施進(jìn)行開挖分析。計(jì)算結(jié)果顯示，圍巖最大拉應(yīng)力為 1.05 MPa，最大壓應(yīng)力為 6.49 MPa，豎向最大位移為 1.22 mm，拱頂拉應(yīng)力較普遍，為 0.06 MPa～0.31 MPa。拱頂錨桿軸力呈現(xiàn)出拱頂兩側(cè)為壓力狀態(tài)，軸力最大為 12.5 kN，拱頂中部為拉應(yīng)力狀態(tài)，最大軸力為 0.89 kN。豎向應(yīng)力云圖和CK0+55斷面最大主應(yīng)力云圖分別如圖11、圖12所示。

圖11 豎向應(yīng)力云圖(主硐軸向剖面)

圖12 CK0+55斷面最大主應(yīng)力云圖

5 四種加固狀態(tài)下模擬結(jié)果對(duì)比分析

二次開挖引起圍巖應(yīng)力重新分布，其最大應(yīng)力約為開挖前的1.1倍～1.6倍，塑性區(qū)擴(kuò)展較小，圍巖體主要處于彈性變形狀態(tài)。在二次開挖中，四種支護(hù)狀態(tài)下的數(shù)值模擬結(jié)果表明，錨桿的施加與否在二次開挖中對(duì)主硐室和各聯(lián)絡(luò)通道開挖引起的特殊點(diǎn)的應(yīng)力值影響較小，表明圍巖在彈性狀態(tài)下，支護(hù)措施對(duì)圍巖應(yīng)力調(diào)整較小。

不同支護(hù)狀態(tài)下圍巖最大拉應(yīng)力、最值位移及塑性應(yīng)變值如表1，從而分析知，在數(shù)值模擬結(jié)果中，圍巖應(yīng)變及應(yīng)力分布調(diào)整已在主硐室擴(kuò)挖前完成，二次擴(kuò)挖時(shí)，圍巖多處于彈性狀態(tài)，分析不同支護(hù)狀態(tài)下(如錨桿和回填材料的施加)，圍巖應(yīng)力及應(yīng)變的相差不大。但在實(shí)際工程中有較大影響，對(duì)拱頂錨固可以防止拱頂?shù)魤K，對(duì)聯(lián)絡(luò)通道回填，改變了巖柱的受力狀態(tài)，減小了應(yīng)力集中，增加了圍巖整體性能，可明顯提高巖柱安全系數(shù)。

不同支護(hù)狀態(tài)下圍巖最大拉應(yīng)力、最大位移及塑性應(yīng)變值 表1

注：11節(jié)點(diǎn)位于樓梯與主硐室交叉處，節(jié)點(diǎn)26784位于主硐室拱頂；節(jié)點(diǎn)37991、38004位于二次開挖后主硐室右側(cè)邊墻。

6 結(jié) 論

本文以地下硐室群擴(kuò)建穩(wěn)定性為著眼點(diǎn)，采用ABAQUS有限元計(jì)算軟件分別對(duì)無支護(hù)狀態(tài)、錨桿支護(hù)狀態(tài)、回填支護(hù)狀態(tài)、錨桿及回填支護(hù)狀態(tài)四種開挖后的圍巖支護(hù)狀態(tài)進(jìn)行模擬分析，得到主要結(jié)論如下：

(1)四種加固狀態(tài)下計(jì)算獲得二次開挖后位移最大沉降值為 0.918 mm，底部隆起 1.2 mm，主硐室右側(cè)圍巖應(yīng)力較左側(cè)高約1.5倍，主硐室右側(cè)圍巖出現(xiàn)塑性區(qū)，該部分塑性區(qū)多為擴(kuò)挖前形成；

(2)回填部分聯(lián)絡(luò)硐室有助于減小圍巖二次開挖后塑性應(yīng)變值，有利于提高硐室整體穩(wěn)定性，可采用加長(zhǎng)錨桿加固側(cè)壁，防止側(cè)壁破壞誘發(fā)的圍巖整體失穩(wěn)，進(jìn)而提高硐室的安全系數(shù)；

(3)Ⅳ類圍巖較Ⅲ類圍巖應(yīng)力集中系數(shù)大，塑性區(qū)明顯，在Ⅳ類圍巖處應(yīng)加強(qiáng)支護(hù)，可采取錨固措施及襯砌等進(jìn)行圍巖加固，以滿足硐室群穩(wěn)定的設(shè)計(jì)要求。