地下等截面交叉洞室擴建襯砌拆除及支護方法

段兆林， 張搏， 姜曉博， 楊輝， 劉寧

(1.貴州民族大學建筑工程學院， 貴陽 550025； 2.貴州民族大學建筑工程學院， 貴陽 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.貴州大學土木工程學院， 貴陽 550025)

隨著社會信息化的推進，數據中心的數量及規模皆得到了快速提升。出于對空間、安全及修建維護成本的綜合考慮，選擇地下已有的老舊廢棄空間改造修建數據中心成了當下的最優選擇。

老舊洞室現有環境不符合數據中心建設要求，襯砌需要更換加固。特別是洞室交叉部分，在交叉口開挖后，三角區域是交叉區圍巖的最薄弱部分[1]，將出現應力集中區，該區圍巖最易失穩破壞[2]。項目輔洞、主洞夾角為90°，交叉口圍巖垂直應力σh、應力集中系數K皆達到最大[3-5]，對該區進行襯砌拆除與支護加固有更高的要求。因此設計合理的拆除步驟、支護體系及保證特殊洞室段持續穩定服役是本文研究的主要內容。

拆除舊襯砌是地下建筑擴建中圍巖松弛變形的主要原因，需采取相應的支護參數抑制圍巖變形[6]。襯砌拆除每循環進尺2 m較合理[7-8]。更換新初支，兩側襯砌拱腳易產生剪切破壞，需重點加固[9]。通過加長拱腳、增設拱架連接，可有效解決傳統鋼拱架在拱腳內移、拱頂下沉方面的缺陷，降低鋼拱架因為側向剛度低而發生扭曲失穩的可能[10-11]。王利明[12]監測鋼拱架內力均為負，邊墻處內力最大，從上向下，拱架彎矩由負變正，穩定后除邊墻位置以外彎矩均為負值。目前鋼拱架的研究對象多為正常的傳統式鋼拱架，地下洞室交叉口的支護體系及其變形特征等少有提及。

現以貴陽市地下等截面交叉洞室擴建數據中心為例，針對工程實際，設計合理的改擴建施工方案，具體包括素砼失效襯砌的拆除更換與新型支護的施作。通過數值模擬原有洞室開挖至改擴建數據中心的整個施工過程，并結合現場監測分析不同襯砌拆除方法與不同支護體系下的圍巖、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+支護一體化施工控制方法，為該類工程的建設提供參考。

1 工程概況

依托項目為原有地下洞室改擴建數據中心工程，施工場區位于貴陽市南岳山蛇腦殼附近，如圖1所示，地形地貌復雜。根據鉆探調查，自地表向下地層依次為：①厚達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2.0～3.9 m的V級破碎強風化白云巖；以及Ⅳ級的較硬中風化白云巖。

圖1 現場位置Fig.1 Site location

2 襯砌拆除

擴建數據中心，需要對舊有素砼失效襯砌進行拆除與加固。由于原襯砌與交叉洞室的特殊性，不當的拆除方法易導致安全事故出現。根據工程實際，提出數種不同的拆除方案，分析拆除過程中圍巖、初支變形受力特征，甄別襯砌拆除方案的優劣。

2.1 素砼襯砌拆除方案

本次模擬設置了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挖—舊襯砌拆除更換過程。

2.2.1 基本假定

本次數值模擬分析采用PLAXIS 3D有限元軟件。在數值建模過程中，由于巖土體實際結構較復雜，按照真實情況，有限元軟件完全再現圍巖情況不現實，因此為了簡化分析模型，同時保證模型的精確性，做出如下的設定。

(1)各巖土層呈均質水平層狀分布，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。巖土體材料采用摩爾庫倫本構模型和摩爾庫倫強度準則。

表1 數值模擬方案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)圍巖初始應力僅考慮重力。

(3)隧道所在區域降水量極小，隧道圍巖及上覆巖土層透水性弱，施工過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的滲透、流動，因此有限元計算中忽略了地下水的滲透、流動影響。

(4)經施工現場地質勘查，等截面交叉洞室開挖結束后土體的緩慢固結和蠕變規模極小，因此不做考慮。

(5)針對復雜的真實結構，可以采用相同力學性能的均質材料進行模擬，將支護中的工字鋼、錨桿等予以簡化，將復合材料的參數綜合處理。即：將鋼拱架、錨桿的彈性模量折算給噴射混凝土，計算公式為

(1)

式(1)中：Epl為等效初支的彈性模量；E0為原來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，位于中風化白云巖層中，埋深28.45 m。

為保證PLAXIS 軟件計算結果的精確性，如圖4所示，將模擬模型設置為長80 m、寬80 m、高80 m，近似為隧道截面寬度的8倍，既避免模型邊界過大消耗太多的計算時間，也避免邊界過小對模擬計算造成的干擾。

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

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

模型頂部自由，側面法向約束，底部完全約束。

2.2.3 網格劃分

三維有限元網格的基本土體單元為4節點三維四面體單元，二維有限元網格的基本土體單元為3節點二維三角形板單元。巖土層、二襯采用三維四面體單元來模擬，素砼襯砌、初支采用二維三角形板單元模擬。

本次模擬運用軟件的三維網格自動生成模式，采用中等程度的網格劃分標準，并在隧道結構與圍巖的接觸面進行局部加密。

2.3 模擬結果分析

2.3.1 圍巖位移分析

圖5為拱頂圍巖豎向位移變化圖。以側向洞室中線為界，左側方案3位移略大于方案3，右側方案2、方案3變化與左側相反。方案2、方案3最大沉降分別位于側向洞室中線左、右兩側3 m處，沉降值分別為9.39、9.51 mm。在-3～8 m范圍內，方案1位移均超過其他方案，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最大位移在側向洞室中線右側2 m位置，為14.18 mm，同時也是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。以中線左側2 m為界，左側方案3的水平位移要大于方案3，右側后者的位移值要大于前者。

圖6 邊墻中線水平位移變化圖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，呈明顯的非對稱分布。以-4 m為界，左側方案1位移小于方案3，右側兩者位移大小易位。在中線右側2 m處，兩者位移最大。方案2呈對稱分布，以-1 m為界，左側方案2位移大于其他方案，右側方案2位移小于其他方案。

圖7 隧底沿主洞室中線豎向位移變化圖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 圍巖應力分析

圖8為拱頂最大主應力變化圖。拱頂均為壓應力，中線左側，方案1拱頂σ1要大于其他方案，中線右側，方案1拱頂σ1小于另兩種。方案2、方案3對圍巖應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力變化圖。除3 m、8 m位置，方案2應力值均低于方案3。4 m至最右側范圍內，除8 m位置，方案1應力值均超過其他方案。4 m位置方案1應力最大，為763 kN/m2，在8 m位置，三者的應力值均為最小。

圖10為主洞室隧底最大主應力變化圖。大多數監測位置，方案1應力值均超過其余方案。在2 m位置，方案1應力達到最大值，為20.4 kN/m2。方案2應力值均低于方案3。

從圖11側洞室隧底最大主應力變化圖。3種方案應力最大值均位于監測起點位置，呈壓應力，隨后壓應力急速降低，在2 m位置轉變為拉應力。2 m后回復為壓應力，且設置方案之間不存在過大的差別，應力變化接近于直線。在0～2 m內，方案一應力明顯超過其他方案。方案2應力值均小于方案3。

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

圖10 隧底沿主洞室中線最大主應力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 隧底沿側向洞室中線最大主應力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 襯砌內力分析

從圖12初支結構的內力云圖可以得出以下結果。

(1)對于內力N1：主洞室區域：以主洞室中線為界，交叉段拱部靠近拱頂區域，靠近相交側區域以壓應力為主，遠離相交側以拉應力為主。在交叉段拱部靠近拱腳區域，均以壓應力為主。非相交側邊墻處中上部分受壓，隧底以壓應力為主，但邊墻、隧底靠近邊墻腳位置則轉為受拉，且隨著與邊墻腳距離的減小而增大。側向洞室區域：靠近主洞室的拱頂、邊墻及墻腳位置受拉，其余位置均受壓。相交側拱腳、墻腳處出現了壓應力集中的現象，拱腳處壓應力集中尤為明顯；主洞室與側向洞室相交的邊墻處出現了拉應力集中的現象，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域的噴混厚度，避免應力集中。

(2)對于內力N2：整體呈現壓應力，最大應力值出現在邊墻及拱腳位置。

圖12 三種方案下初支內力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力差別，選擇代表區域進行監測，監測點如圖13所示；不同監測點的內力變化如圖14所示。

圖13 監測點布置圖Fig.13 Layout of monitoring points

從圖14可以看出，內力N1中，P1、P2、P3、P6、P8受壓，P4、P5、P7受拉。拆除順序不同導致P1、P6、P8位置方案1應力值低于其他兩者。P2、P3位于交叉區域拱腳位置，3種方案的最大壓應力出現在這兩點，且方案1的壓應力遠遠超過其余方案，最大壓應力值為995.1 kN/m。3種方案的最小壓應力出現在P8位置。P4、P5位置，方案1的拉應力大于其余方案。在P2～P5，方案2與方案3之間無太大差別。P7位置，方案2應力值小于其他兩方案，方案3在該點的拉應力達到最大值，為379.57 kN/m。

內力N2均為壓應力，方案1在P2、P3監測點的應力值超過方案2、方案3，在P2位置，方案1壓應力最大，為3 647.61 kN/m。在P1、P4、P5、P6、P8位置，3種方案應力變化不明顯。P7位置，方案2應力值明顯小于其他兩方案。

圖14 不同監測點的內力變化圖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

初期支護是提高擴建數據中心工程質量的關鍵，因此針對交叉口支護體系展開研究。通過施工經驗分析，交叉口附近圍巖應力將通過直接接觸與間接傳遞的方式傳導至主拱架，因此主拱架的變形受力特征可以作為交叉口支護體系整體特征的代表。

3.1 拱架支護方案

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

方案1：交叉口常規拱架支護體系[13-18]：側、主洞室相交最后一榀拱架作為主拱架，在主拱架上焊接對稱分布的懸臂托梁，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+斜截斷拱架的等截面交叉洞室支護體系[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+斜截斷橫工字鋼+斜截斷拱架的等截面交叉洞室支護體系。加工處理類似于Y形支護[圖15(c)]。

圖15 拱架支護體系示意圖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挖—交叉口舊襯砌拆除—施作鋼拱架、噴射混凝土、二襯全過程。

3.2.1 基本假定

本次數值模擬分析采用PLAXIS 3D有限元軟件。在數值建模過程中，為了簡化分析模型，同時保證模型的精確性，做出如下的設定。

(1)各巖土層呈均質水平層狀分布，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。巖土體材料采用摩爾庫倫本構模型和摩爾庫倫強度準則。

(2)圍巖初始應力僅考慮重力。

(3)隧道所在區域降水量極小，隧道圍巖及上覆巖土層透水性弱，施工過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的滲透、流動，故有限元計算中忽略地下水的滲透、流動影響。

(4)經實際記錄與模擬研究，等截面交叉洞室開挖結束后土體的緩慢固結和蠕變規模極小，因此不做考慮。

(5)鋼拱架采用梁單元模擬，模型的噴射混凝土與鋼拱架處于重合接觸狀態。

(6)針對復雜的真實結構，可以采用相同力學性能的均質材料進行模擬，將隧道支護中的錨桿等予以簡化，將復合材料的參數綜合處理。即：將錨桿的彈性模量折算給噴射混凝土，計算公式為

(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，位于中風化白云巖層中，埋深28.45 m。

為保證PLAXIS 軟件計算結果的精確性，如圖17所示，將模擬模型設置為長80 m、寬80 m、高80 m，近似為隧道截面寬度的8倍，既避免模型邊界過大消耗太多的計算時間，也避免邊界過小對模擬計算造成的干擾。

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

將模型內的土體分為上、中、下3層。地表紅黏土厚度與其下強風化白云巖厚度分別設為1.65 m和2.95 m，中風化白云巖厚度設為75.4 m。素混凝土及噴射混凝土采用等效后的無厚度彈性材料代替，二襯厚度0.4 m。工字鋼采用等效后的梁單元代替，如圖18所示。

巖土層、二襯應用摩爾-庫倫彈塑性本構模型，素砼、噴射混凝土、工字鋼應用彈性本構模型，模型的材料屬性如表3所示。模型頂部自由，側面法向約束，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 支護體系梁單元示意圖Fig.18 Schematic diagram of beam unit of support system

3.2.3 網格劃分

三維有限元網格的基本土體單元為4節點三維四面體單元，二維有限元網格的基本土體單元為3節點二維三角形板單元。巖土層、二襯采用三維四面體單元來模擬，噴射混凝土與鋼拱架處于重合接觸狀態，素砼、噴射混凝土、鋼拱架采用二維三角形板單元模擬。

本次模擬運用軟件的三維網格自動生成模式，采用中等程度的網格劃分標準，并在隧道結構與圍巖的接觸面進行局部加密。

3.3 模擬結果分析

3.3.1 拱架位移分析

由圖8、圖12和圖19可知，拱架拱部、邊墻中上部受圍巖、初支壓應力影響，為負向沉降變形；邊墻下部，受到隧底部分圍巖及初支墻腳拉應力影響，轉變為正向變形。

(1)常規主拱架變形以側向洞室中線為界，呈對稱性；拱頂正中心負向變形最大，為10.56 mm，自拱頂正中心向兩側邊墻，豎向位移隨與側向洞室中線距離增大而減小；兩側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為界，呈現不對稱性，拱架整體有向右(斜長拱架側)傾斜的趨勢；從圖12和圖19看出，右側荷載集中導致了主拱架整體向右移動，在主拱架施工過程中要提高右側的錨桿質量、增加錨桿密度；在斜向長拱架靠近相交位置，負向變形最大，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稱狀，整體有向左傾斜的趨勢。短拱部正中心位負向變形最大，為8.36 mm；長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)常規主拱架整體向左偏移，兩側邊墻中間負向變形最大，為3.02 mm，拱頂正中心處負向變形最小，為0.19 mm。

表3 模型材料參數表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右側2 m為界，左側水平位移為正向，正向變形最大部位出現在左側邊墻中間位置，為2.79 mm，右側水平位移為負向，負向變形最大部位出現在右側邊墻中間位置，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在左側邊墻中間位置，為4.74 mm，負向最大部位出現在右側邊墻中間位置，為2.30 mm。3種主拱架邊墻中間位置水平位移最大，推測是由于邊墻中間位置拉應力集中，導致該位置水平位移值最大。

3.3.2 拱架內力分析

從圖21中看出，3種主拱架整體為壓應力。常規、Y形主拱架應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，且拱腳處曲線半徑較小，使得該位置出現應力集中所致。

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

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

(2)以側向洞室中線為界，在Y形主拱架左側斜向長拱架拱腳處壓應力最大，為307.4 kN；右側斜向長拱架靠近交叉處壓應力最小，為1.47 kN；以主洞室中線為界，靠近中線位置，左側拱架應力大于右側拱架應力；遠離中線位置，右側拱架應力大于左側拱架應力；左側邊墻應力小于右側邊墻；結合Y形主拱架整體有向右傾斜的趨勢，推測是拱架承受荷載主要向右側拱架基礎傳導所致。

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

綜上，選擇Y形主拱架+斜截拱架支護體系方案進行支護，數據中心服役效果最好。

4 現場監測分析

4.1 監測點布置

如圖22所示，在異型主拱架上選擇6個測點，同一監測點安裝振弦式鋼結構表面應變計[21]、振弦式土壓力計、振弦式砼應變計[22]。

圖22 監測點示意圖Fig.22 Schematic diagram of monitoring points

4.2 監測結果分析

從圖23可得，鋼拱架所有監測位置都是壓應變。5 d內應變呈現遞增趨勢，5 d后應變下降，8 d后應變-時間變化接近直線。在第5天，A6位置應變最大，為233.74×10-6；A5位置應變最小，為45.36×10-6。證明圍巖對鋼拱架的變形影響很小。第17天鋼拱架各點現場監測結果與3.3節各點數值模擬的分布內力結果相比，各點間的數值大小排行近似，證明了數值模擬的合理性。

圖23 鋼拱架應變-時間變化圖Fig.23 Strain time variation diagram of steel arch frame

從圖24可得，圍巖與支護接觸應力均為壓應力，且變化趨勢相同。5 d內圍巖壓力遞增。A6壓應力最大，為0.37×103kN/m2，結合拱架應變分析，是圍巖拱腳處壓力集中導致拱架拱腳位置應變大于其他位置。5 d后圍巖壓力下降，在第8～16天內變化曲線接近直線。比較圍巖壓力的監測、模擬結果(圖25)，拱腰位置監測、模擬結果較為接近，拱腳位置監測、模擬結果差別較大，推測是安裝土壓力計時拱腳圍巖應力已經釋放大半所致。

圖24 圍巖壓力-時間變化圖Fig.24 Pressure time variation diagram of surrounding rock

圖25 圍巖壓力監測、模擬對比示意圖Fig.25 Schematic diagram of surrounding rock pressure monitoring and simulation comparison

圖26 混凝土應變-時間變化圖Fig.26 Concrete strain time variation diagram

根據圖26，初支形成后，8 d內所有測點都呈拉應變，1～5 d應變遞增，第5天所有拉應變達到最大，A6應變最大，為260.78×10-6，5～8 d內，A1、A4～A6應變遞減，A2、A3趨于穩定。分析認為，水化反應產熱導致噴射混凝土膨脹拉扯應變計，因此產生拉應變。8 d后A3保持拉應變，這與2.3.3節的A3點的模擬結果以拉應力為主相同；其他測點轉變為壓應變，這與2.3.3節的A1、A2、A4～A6各點模擬結果以壓應力為主相同，且A2壓應變維持不變；A6壓應變在第9天達到最大，為247.2×10-6，之后隨時間減小；A1、A4、A5壓應變在9 d后隨時間增大，12 d后A1、A4、A5、A6應變趨于平穩；第16天內A1、A6應變最大，與2.3.3節模擬結果中該兩點出現壓應力明顯集中的現象相符合。最大拉、壓應變皆小于300×10-6，證明初支襯砌受圍巖壓力影響較小。

5 結論

依托地下等截面交叉洞室改擴建工程，對失效素砼襯砌拆除與異型支護體系的變形特征進行分析，得出以下結論。

(1)根據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，多數測點位置，方案2的圍巖位移、應力小于其他方案；方案2初支應力分布接近方案3，小于方案1。綜合考慮，采用方案2“三角交叉區開挖，左右對稱拆除”的施工效果最優。

(2)根據襯砌拆除形狀、交叉洞室斷面和支護要求，設計3種支護體系。Y形主拱架的豎向位移以及內力均為最小。但需要提高主拱架右側附近的錨桿質量和增加錨桿密度，降低拱架整體向右偏移的趨勢。結合結論(1)，證明“三角交叉區開挖，Y形主拱架先行，左右對稱拆除，隨拆隨支接搭拱架”的襯砌拆除-支護方法最適合等截面交叉洞室擴建工程。

(3)Y形鋼拱架所有測點都呈壓應變，斜向拱架拱腳應變最大，為 236.44×10-6。最大接觸壓應力和最大拱架應變位置一致，最大值為0.37×103kN/m2。噴射混凝土除A3一直保持拉應變，其他位置隨時間變化，應變逐漸由拉變為壓，拉、壓應變值均不超過300×10-6。現場監測證明，三角區開挖襯砌拆除更換+Y形主鋼拱架支護體系滿足數據中心服役支護要求。