既有硐室交叉擴(kuò)建段新型鋼拱架支護(hù)力學(xué)性能試驗研究*

劉永明

(中鐵(貴州)市政工程有限公司，貴州 貴陽 550000)

本文依托貴州人防工程，通過對異形鋼拱架與正常鋼拱架進(jìn)行數(shù)值模擬和抗彎承載力試驗，得到鋼拱架受彎的力學(xué)特性，并通過對實際工程中新型鋼拱架的應(yīng)用監(jiān)測數(shù)據(jù)對比分析來驗證新型鋼拱架的穩(wěn)定性。

1 工程概況

貴州某地下人防工程項目為省級人防指揮所暨國防動員首腦指揮工程項目，截至目前，除了此人防工程，全國所有的省級人防指揮所都完成了改建。根據(jù)項目上的鉆探成果，按地層時代劃分，隧道經(jīng)過地段自上而下依次可分為第四系覆蓋土層(Q)、三疊系中統(tǒng)楊柳井組三段(T2yl3)。其中，包括：①紅黏土(Qel+dl) 位于隧道地表層，厚度0～3.3m；②白云巖(T2yl3)，依次分為強風(fēng)化白云巖與中風(fēng)化白云巖，其中強風(fēng)化白云巖主要呈現(xiàn)塊狀與砂狀，等級為V級，厚度為2.2～3.3m；中風(fēng)化白云巖主要呈現(xiàn)柱狀與塊狀，抗壓強度為35.8MPa，圍巖等級為Ⅳ級，厚度為3.1～4.6m。

根據(jù)設(shè)計文件要求，人防硐室支護(hù)結(jié)構(gòu)不僅需承受一般地下工程中的圍巖靜態(tài)荷載，還需對武器攻擊起到一定的防護(hù)效果，達(dá)到相應(yīng)的防護(hù)等級，因此各交叉口附近的圍巖開挖輪廓及支護(hù)結(jié)構(gòu)必須滿足斷面設(shè)計要求，從而對初期支護(hù)結(jié)構(gòu)的施工精度和形狀提出了非常高的要求。為達(dá)到設(shè)計斷面要求，通過對各交叉口形狀及相對位置的分析，提出了一種Y字形主骨架+斜截斷拱架的支護(hù)形式。其空間形態(tài)如圖1所示。

圖1 主硐室與聯(lián)絡(luò)通道交叉口拱架空間

2 鋼拱架受力分析

2.1 鋼拱架數(shù)值模擬

2.1.1模擬方案設(shè)計

為了分析交叉段鋼拱架的受力情況，采用大型軟件ABAQUS對I20和I30主拱架進(jìn)行數(shù)值分析，數(shù)值模型中鋼拱架采用彈性本構(gòu)模型。為了減少模型的規(guī)模，現(xiàn)階段對I20鋼拱架和I30主拱架單獨進(jìn)行分析，采用隧道力學(xué)分析中的荷載-結(jié)構(gòu)模型對鋼拱架受力進(jìn)行分析。

本工程硐室為深埋隧道，圍巖壓力可按松散壓力予以考慮，參考TB 10003—2016《鐵路隧道設(shè)計規(guī)范》，硐室的豎向壓力可按下式計算：

(1)

式中：ω為寬度影響系數(shù)，ω=1+i(B-5)；B為硐室寬度；i為B每增減1m時的圍巖壓力增減率，B<5m時取i=0.2，B>5m時取i=0.1。

水平壓力一般考慮為豎向壓力(q)乘以相應(yīng)的系數(shù)：Ⅰ～Ⅱ級圍巖水平均布壓力為0，Ⅲ級圍巖為<0.15q，Ⅳ級圍巖為(0.151～0.30)q，Ⅴ級圍巖為(0.30～0.50)q，Ⅵ級圍巖為(0.50～1.0)q。

以上僅用于不產(chǎn)生顯著偏壓力及膨脹性的一般圍巖；僅適用于采用鉆爆法施工的隧道，硐室的結(jié)構(gòu)荷載如圖2所示。

圖2 主硐室和聯(lián)絡(luò)通道圍巖壓力計算示意

主硐室與聯(lián)絡(luò)通道交叉口附近5m范圍內(nèi)襯砌需局部拆除，安裝相應(yīng)的鋼拱架形成等高交叉空間結(jié)構(gòu)，相應(yīng)的圍巖壓力需全部通過局部鋼拱架轉(zhuǎn)移至I30主拱架。因此，需先計算主硐室正常段豎向和水平荷載。結(jié)合勘察設(shè)計文件確定圍巖重度為26kN/m3，根據(jù)式(1)可知，圍巖壓力為：

對I30主拱架也單獨進(jìn)行了分析，同樣采用隧道力學(xué)分析方法中的荷載-結(jié)構(gòu)模型，將周邊斜截拱架的線性荷載等效轉(zhuǎn)換為集中荷載作用于斜截拱架與主拱架搭接部位，其換算公式如下：

(2)

此換算過程通過提取主硐室和聯(lián)絡(luò)通道拱架承載力分析中結(jié)果，在主拱架計算分析中施加實現(xiàn)，I30主拱架模型如圖3所示。

圖3 主拱架計算模型

2.1.2正常段鋼拱架承載特性分析

根據(jù)要求，硐室正常段的初支拱架設(shè)計應(yīng)滿足相應(yīng)的圍巖壓力，由于噴射混凝土施作完成后需一定時間才能達(dá)到一定強度，因此在早期圍巖壓力全部由鋼拱架承受，可保守考慮噴射混凝土僅起到封閉和保護(hù)圍巖的作用，而初支鋼拱架承受全部圍巖壓力，此為最不利情況。則可將硐室正常段此情況下的鋼拱架應(yīng)力、變形作為圍巖穩(wěn)定性和結(jié)構(gòu)安全性的控制標(biāo)準(zhǔn)。

正常段隧道采用I20支護(hù)，假設(shè)支護(hù)初期由鋼拱架承受全部荷載，采用有限元方法計算得到的主硐室拱架豎向和水平變形如圖4所示。

圖4 主硐室拱架位移

由圖5可知，主硐室的變形主要為拱頂下沉，最大下沉量約為2.1cm，從拱頂?shù)狡鸸熬€逐漸減小，起拱線附近豎向沉降僅為1.5mm，由此可知拱頂沉降的根本原因在于彎曲變形，而不是整體沉降；水平變形最大出現(xiàn)在左、右拱肩位置，最大4mm，通過放大變形量30倍(見圖5)可看出變形主要原因是拱頂部位拱架彎曲。

圖5 拱架變形放大

對比設(shè)計要求的8cm預(yù)留變形量可知，隧道正常段的變形量處于可控范圍內(nèi)，拱頂沉降較大可通過增加系統(tǒng)錨桿長度等方式加以控制。

I20拱架近似為梁單元，因此其應(yīng)力狀態(tài)也是考察的重要指標(biāo)，提取工字鋼的應(yīng)力云圖如圖6所示。

圖6 拱架梁單元應(yīng)力

由圖6可看出，主硐室正常段拱架梁單元的最大壓應(yīng)力集中在拱頂部位，最大值為169.4MPa，Q235工字鋼屈服強度為235MPa，由此可得到鋼拱架的設(shè)計安全系數(shù)約為1.387。

聯(lián)絡(luò)通道寬度為9.2m，高度與主硐室相同，根據(jù)規(guī)范計算出其荷載更小，因此其拱架沉降變形更小(1.064)，具有更高的安全系數(shù)(2.065)，其位移和應(yīng)力云圖在此不再贅述。

2.1.3斜向異形拱架承載特性分析

依然對主拱架在外部荷載作用下的應(yīng)力和變形進(jìn)行考察，主拱架的豎向和水平變形如圖7所示。

圖7 交叉口主拱架位移

由圖7可知，I30主拱架的變形主要為豎向變形，其中豎向變形最大部位出現(xiàn)在拱頂偏右側(cè)的斜向拱架上，為2.73cm，在預(yù)留變形量范圍內(nèi)，因此豎向變形滿足施工要求。值得說明的是，主拱架的變形表現(xiàn)出明顯的不對稱性：豎向荷載最大出現(xiàn)部位表面兩榀斜向拱架受到的荷載更大，存在向左偏移的趨勢，這一點可從水平位移云圖上看出，也即斜向拱架的豎向荷載導(dǎo)致主拱架的整體左側(cè)偏移，因此在施工期間需加強此部位的錨桿質(zhì)量控制，還需對錨桿的間距進(jìn)行適當(dāng)縮小。

圖8所示變形放大圖更清晰地展示了交叉口主拱架的變形特征，即斜向拱架靠近拱頂部位的變形最大，局部彎曲效應(yīng)顯著，進(jìn)而導(dǎo)致左側(cè)主拱架局部上拱。因此有必要在靠近拱架搭接點附近的右側(cè)增加錨桿數(shù)量，嚴(yán)格控制錨桿的施工質(zhì)量，保證其拉拔力。

圖8 交叉口主拱架變形(放大10倍)

通過變形圖放大可知，主拱架局部彎曲效應(yīng)明顯，因此其上、下翼緣的受力狀態(tài)是整個拱架安全的關(guān)鍵所在，最大應(yīng)力必須滿足Q235鋼材的容許應(yīng)力要求。

由梁單元應(yīng)力圖可看出，在斜拱架靠近搭接點部位的上翼緣主要承受壓應(yīng)力，其值達(dá)到180MPa，此部位的材料安全系數(shù)約為1.31。最大壓應(yīng)力出現(xiàn)在斜拱架拱肩位置，達(dá)到202.6MPa，此部位的材料安全系數(shù)為1.16，整個拱架最大拉應(yīng)力僅為64.8MPa，抗拉安全系數(shù)>3.0。由此可知，對于主拱架而言，由于斜向兩榀拱架需承受由斜截拱架傳遞而來的集中荷載，導(dǎo)致其靠近搭接點附近存在較大豎向變形，造成拱架圓弧部分彎曲明顯，加之拱肩部位曲線半徑較小，在拱肩部位形成了應(yīng)力集中，使拱肩部位的材料安全系數(shù)明顯降低。

2.2 鋼拱架抗彎承載力試驗

為了探究異形鋼拱架的承載力情況，本次試驗采用4組試樣(I20鋼拱架編號N-1，N-2，I20異形鋼拱架編號Y-1，Y-2)，分別為2組正常I20和2組異形I20，分別進(jìn)行抗彎承載力試驗，由于試驗儀器的局限性，因此采用內(nèi)弦長為1.0m、外弦長為1.2m的鋼拱架，通過比較與正常拱架的彎曲特征來驗證異形鋼拱架的抗彎強度滿足要求。

本試驗采用YAS系列微機(jī)控制電液伺服壓力試驗機(jī)YAS-2000，由于鋼拱架呈彎曲狀，因此在試驗機(jī)上安裝了1個由卡座+I50b+I16a凹型鋼組成的承力裝置，設(shè)備布置如圖9所示。

圖9 試驗設(shè)備布置

將鋼拱架放在電液伺服壓力試驗機(jī)上，根據(jù)試驗設(shè)計安裝應(yīng)變片，調(diào)平后通過計算機(jī)控制施加在拱架上的壓力，記錄靜態(tài)應(yīng)變測試儀和試驗力的變化值，待計算機(jī)上的壓力值下降或鋼拱架變形較大時結(jié)束試驗。

通過試驗得到試驗力隨時間和位移變化曲線如圖10所示，從圖中可看出，兩組正常鋼拱架與異形鋼拱架的變化類似，隨著位移或時間的增加，試驗力逐漸增加，當(dāng)達(dá)到一定時間或位移時，試驗力達(dá)到一定值后開始減小，最后趨于穩(wěn)定，最大試驗力分別對應(yīng)N-1為542.6kN，N-2為528.1kN，Y-1為518.8kN，Y-2為503.5kN。通過比較，N-1與N-2的數(shù)據(jù)有所不同，分析存在的原因可能是在鋼拱架擺放過程中沒有調(diào)平，導(dǎo)致鋼拱架受力不在軸力方向，因此當(dāng)試驗力未達(dá)到極限承載力鋼拱架便發(fā)生扭曲。Y-1，Y-2較N-1，N-2都有所減小，考慮到由于異形鋼拱架在焊接處破壞了鋼拱架的剛度，所以鋼拱架的抗彎強度有所減小。通過比較正常鋼拱架與異形鋼拱架的試驗力變化曲線，異形鋼拱架的抗彎承載力與正常鋼拱架相比<5%，滿足承載力要求。

圖10 試驗力隨時間和位移變換的曲線

3 現(xiàn)場監(jiān)測數(shù)據(jù)分析

根據(jù)交叉段鋼拱架的布置方案，在Y字形異形主鋼拱架上從左到右依次布置6個監(jiān)測點，監(jiān)測點分別為S1，S2，S3，S4，S5，S6，在每個監(jiān)測點上都布置振弦式鋼結(jié)構(gòu)表面應(yīng)變計，布置如圖11所示，采用YTYBJ50型振弦式鋼結(jié)構(gòu)表面應(yīng)變計。

圖11 儀器布置

為了監(jiān)測鋼拱架的應(yīng)變，將鋼結(jié)構(gòu)表面應(yīng)變計安裝在Y字形主拱架上，監(jiān)測鋼拱架在襯砌拆除過程中的應(yīng)變特性。監(jiān)測點的鋼拱架應(yīng)變變化曲線如圖12所示。

圖12 鋼拱架應(yīng)變-時間變化曲線

從鋼拱架應(yīng)變隨時間變化曲線可看出，在第1～4天，隨著襯砌的拆除，鋼拱架的應(yīng)變基本呈直線上升趨勢，并在第5天左右達(dá)到最大值，隨后將趨于穩(wěn)定。從圖12中可看出最大應(yīng)變值出現(xiàn)在S5位置上，呈現(xiàn)受拉趨勢，最大值為236.44με，S3和S4也表現(xiàn)為受拉。受壓點為S1，S2，S6 3個位置，最大受壓處為S6位置，最大值為143.23με。分析監(jiān)測數(shù)據(jù)可得最大應(yīng)變≤240με，說明圍巖對鋼拱架的變形影響很小，滿足穩(wěn)定性要求，同時鋼拱架的受拉與受壓呈現(xiàn)的變形趨勢與上述數(shù)值模擬類似，從而證明模擬合理。

對襯砌拆除鋼拱架的受力特征進(jìn)行分析表明，新型鋼拱架的應(yīng)用對交叉硐室襯砌拆除過程中的支護(hù)滿足要求。

4 結(jié)語

1)采用I30作為主拱架，其余斜截拱架搭接于斜向I30拱架之上時，主拱架的材料容許應(yīng)力及其變形均能符合相關(guān)要求。且此部分計算校核的假設(shè)前提為圍巖的所有荷載均由拱架承受，屬于最不利情況?？紤]到實際情況中圍巖變形是緩慢發(fā)展，而噴射混凝土在24h即能達(dá)到6MPa左右的強度，噴射混凝土的支護(hù)作用不容忽視，因此可認(rèn)為采用異形鋼拱架支護(hù)方案合理可行。

2)通過正常鋼拱架與異形鋼拱架的抗彎承載力試驗可看出，異形鋼拱架的受力變化曲線與正常鋼拱架類似，最大抗彎承載力相差≤5%，滿足使用要求。

3)根據(jù)新型鋼拱架在實際工程應(yīng)用后的監(jiān)測數(shù)據(jù)表明，鋼拱架的最大應(yīng)變值≤240με，說明新型鋼拱架的支護(hù)方式滿足在交叉硐室襯砌開挖過程中對圍巖的支護(hù)。