不同圍巖支護狀態下地下硐室群擴建穩定性分析

展旭財，何壽迎，姜元杰，張佩清

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

1 引 言

隨著國民經濟高速發展，部分地下硐室及人防等工程已難以滿足需求，地下硐室群的擴建改造問題迫在眉睫，在擴建改造過程中如何保證地下硐室群穩定性，安全、經濟、高效完成工程建設任務，已成為城市工程勘察領域的熱點課題。

大量專家學者對地下硐室穩定性進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定性及應力場、位移場分布特征；黃康鑫等[2]在分析反演地應力場分布基礎上，揭示了復雜條件下大型地下硐室群圍巖應力變形演化特征；趙春濤[3]通過地下硐室開挖及支護過程中的穩定性分析，獲得了圍巖松弛區范圍、位移變化規律及支護結構內力值；張玉祥等[4]結合工程實例，論述了復雜工程地質環境中地下硐室優化施工及穩定性評價的方法及程序；張國茂[5]結合國內外研究成果分析了隧道圍巖穩定性的主要因素；徐哲等[6]采用數值模擬與實測手段分析了硐室群開挖后圍巖變形特性及錨索應力損失對周圍巖體變形和應力狀態的影響。此外，李寧[7]、劉萬榮[8]、李揚帆[9]、向欣[10]等也都對不同條件下大型地下硐室穩定性及支護措施等進行研究。

本文在上述研究基礎上，以某人防工程擴建改造為工程背景，采用有限元模擬軟件ABAQUS分別對無支護狀態、硐錨桿支護狀態、聯絡硐室回填狀態、拱頂錨桿+聯絡硐室回填狀態四種支護狀態進行了系統模擬研究，揭示了不同支護狀態下圍巖應力場及位移場聯動演化規律，為工程實施方案確定提供了理論依據。

2 工程背景

該人防干道總面積約10 000 m2，總長度約 1 400 m，由禹城路通道，中山商城通道、硐室群及青醫附院地下第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，部分采用了錨噴進行了初期支護；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行初期支護；硐室群范圍最大寬度約 125 m，長約 160 m，由主硐室、硐室、聯絡通道組成；地下第5層地下室為框架結構，獨立基礎，地下室室內標高為 19.54 m，層高 7.42 m，屬本人防工程范圍的面積約 1 200 m2。

該人防干道改造項目擬建地下立體車庫，擬新建車庫坡道一個，長約 175 m，入口連接平原路，終點為人防干道。立體車庫由現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，基底標高 19.30 m，長約 60 m，拱頂埋深約 15 m～18 m，采用系統錨桿及噴射混凝土進行支護，擬向下開挖至 9.3 m標高，礦山法施工。車庫其他通道擬用現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，其西側為D通道，E通道為北側近東西走向的通道，中山路通道為F通道。

3 有限元計算模型建立

為分析地下硐室群擴建過程中工程巖體穩定性問題，采用ABAQUS有限元軟件進行了不同支護方式模擬分析。該軟件可有效模擬復雜荷載條件及邊界條件，準確模擬材料屈服、塑性流動、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域有獨到的特點。

模擬過程中，假定圍巖為均質、各向同性的巖土體，模擬計算過程中作為理想彈塑性體來考慮，采用摩爾庫侖強度準則；計算不考慮開挖時間效應、節理、滲流等因素的影響。本次數值模擬中將Ⅲ類、Ⅳ類圍巖的分區進行適當的簡化。計算模型長 156 m，寬 99 m，主硐室右側巖柱寬 24 m，左側巖柱寬 17.7 m，聯絡通道標高為 19.30 m，為減少交叉硐室引起的復雜網格劃分將左右兩側兩個通道硐室硐徑增加 1 m。模型中地質分層是根據工程勘察資料，依據計算需要簡化而來，最終將實際地層簡化為Ⅲ級圍巖及Ⅳ級圍巖。計算模型如圖3、圖4所示。

圖3 圍巖級別分布

圖4 模型網格劃分

4 數值模擬計算分析

本次分析計算中對四種圍巖支護狀態進行分析計算，分別是無支護狀態、硐頂錨桿支護狀態、聯絡硐室回填狀態、拱頂錨桿+聯絡硐室回填狀態。

4.1 模型1——無支護狀態

模型1計算中未對圍巖進行支護，進行主硐室的二次開挖，開挖深度為 10 m，模型中設置數個監測點，對圍巖的應力，位移進行監測分析。在不加錨固不回填的情況下，圍巖(37991號節點)的最大沉降為 0.92 mm，底板(42440號節點)的最大隆起為 1.2 mm，在CK0+35右側硐頂(26784號節點)出現最大拉應力 1.05 MPa。模擬顯示，在主硐室拱頂及與其他硐室交叉處，最大主應力為拉應力狀態，拉應力一般為 20 KPa～490 KPa。二次開挖之后最大主應力云圖和二次開挖后CK0+55斷面最大主應力云圖分別如圖5、圖6所示。

圖5 二次開挖之后最大主應力云圖

圖6 二次開挖后CK0+55斷面最大主應力云圖

4.2 模型2——拱頂采用錨桿支護狀態

模型2對硐室拱頂采用錨桿進行加固，錨桿布置方式為 2.5 m×4.0 m，錨桿長度 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。計算結果顯示，主硐室拱頂豎向拉應力最大為 1.045 MPa，位于主硐室拱頂CK0+60附近，拱頂拉應力分布普遍，一般為 0.1 MPa～0.49 MPa；最大豎向壓應力為 5.4 MPa，主硐室右側巖柱應力較左側明顯提高，CK0+60右側巖柱范圍內應力為 1.36 MPa～3.40 MPa，其左側巖柱為 1.14 MPa～2.26 MPa。錨桿最大拉伸軸力為 9.6 kN，拱角處錨桿為壓應力狀態，軸力為 20.5 kN。與模型1相比，圍巖應力有所改善，在最大拉應力減小約2.27%。豎向應力云圖和CK0+55斷面最大主應力云圖分別如圖7、圖8所示。

圖7 豎向應力云圖(主硐軸向剖面)

圖8 CK0+55斷面最大主應力云圖

4.3 模型3——聯絡硐室回填狀態

模型3對主硐室右側聯絡通道進行回填加固，回填采用C25素混凝土，回填范圍如圖9所示。計算結果顯示，主硐室拱頂豎向拉應力最大為 1.05 MPa，位于主硐室拱頂CK0+35附近，拱頂拉應力分布普遍，一般為 0.1 MPa～0.55 MPa；最大豎向壓應力 6.37 MPa，主硐室右側巖柱應力相對無回填狀態下減小，CK0+60右側巖柱范圍內應力為 1.36 MPa～3.38 MPa，其左側巖柱為 1.14 MPa～2.40 MPa。相對模型1，圍巖最大豎向沉降減小5.9%，塑性應變值累計值減小1.4%，巖柱的豎向壓應力無明顯減小。CK0+55斷面最大主應力云圖如圖10所示。

圖9 豎向應力云圖(主硐軸向剖面)

圖10 CK0+55斷面最大主應力云圖

4.4 模型4——拱頂錨桿+聯絡硐室回填狀態

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

圖11 豎向應力云圖(主硐軸向剖面)

圖12 CK0+55斷面最大主應力云圖

5 四種加固狀態下模擬結果對比分析

二次開挖引起圍巖應力重新分布，其最大應力約為開挖前的1.1倍～1.6倍，塑性區擴展較小，圍巖體主要處于彈性變形狀態。在二次開挖中，四種支護狀態下的數值模擬結果表明，錨桿的施加與否在二次開挖中對主硐室和各聯絡通道開挖引起的特殊點的應力值影響較小，表明圍巖在彈性狀態下，支護措施對圍巖應力調整較小。

不同支護狀態下圍巖最大拉應力、最值位移及塑性應變值如表1，從而分析知，在數值模擬結果中，圍巖應變及應力分布調整已在主硐室擴挖前完成，二次擴挖時，圍巖多處于彈性狀態，分析不同支護狀態下(如錨桿和回填材料的施加)，圍巖應力及應變的相差不大。但在實際工程中有較大影響，對拱頂錨固可以防止拱頂掉塊，對聯絡通道回填，改變了巖柱的受力狀態，減小了應力集中，增加了圍巖整體性能，可明顯提高巖柱安全系數。

不同支護狀態下圍巖最大拉應力、最大位移及塑性應變值 表1

注：11節點位于樓梯與主硐室交叉處，節點26784位于主硐室拱頂；節點37991、38004位于二次開挖后主硐室右側邊墻。

6 結 論

本文以地下硐室群擴建穩定性為著眼點，采用ABAQUS有限元計算軟件分別對無支護狀態、錨桿支護狀態、回填支護狀態、錨桿及回填支護狀態四種開挖后的圍巖支護狀態進行模擬分析，得到主要結論如下：

(1)四種加固狀態下計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，主硐室右側圍巖應力較左側高約1.5倍，主硐室右側圍巖出現塑性區，該部分塑性區多為擴挖前形成；

(2)回填部分聯絡硐室有助于減小圍巖二次開挖后塑性應變值，有利于提高硐室整體穩定性，可采用加長錨桿加固側壁，防止側壁破壞誘發的圍巖整體失穩，進而提高硐室的安全系數；

(3)Ⅳ類圍巖較Ⅲ類圍巖應力集中系數大，塑性區明顯，在Ⅳ類圍巖處應加強支護，可采取錨固措施及襯砌等進行圍巖加固，以滿足硐室群穩定的設計要求。