宋超業(yè)，涂洪亮，喬春生

(1.中鐵隧道勘測設(shè)計(jì)院有限公司，天津 300133;2.北京交通大學(xué)土木建筑工程學(xué)院，北京 100044)

0 引言

伴隨著國民經(jīng)濟(jì)的快速發(fā)展，越來越多的城市開始了地鐵的規(guī)劃與建設(shè)，其中，巖質(zhì)地層中淺埋暗挖單拱大跨地鐵車站隧道因其站內(nèi)空間開闊，建筑上簡潔美觀、施工工序簡單、工期短，受到了人們的關(guān)注。然而，因埋深小、開挖斷面大、圍巖自穩(wěn)能力差，易發(fā)生圍巖大變形從而引起開挖面失穩(wěn)和較大的地表沉降，嚴(yán)重時還會導(dǎo)致地面結(jié)構(gòu)物的變形與破壞。因此，隧道拱部合理支護(hù)結(jié)構(gòu)形式選擇與支護(hù)參數(shù)的確定極為重要。

國內(nèi)學(xué)者對淺埋暗挖大跨隧道的支護(hù)形式進(jìn)行了一些研究，取得了一定的成果。徐振等［1］以青島地鐵一期工程(3號線)清江路站為例，介紹了在青島特有的“上軟下硬”地質(zhì)條件下，淺埋暗挖單拱大跨結(jié)構(gòu)在地鐵車站中的應(yīng)用。陳學(xué)峰等［2］采用模筑襯砌支護(hù)法對淺埋暗挖大跨地鐵車站進(jìn)行支護(hù)，模板經(jīng)連接加固成為一個能夠承受周圍圍巖壓力的整體結(jié)構(gòu)，在施工期間同時起到承重、保護(hù)等多重作用，施工完成后，模板成為永久受力結(jié)構(gòu)的一部分。董子龍等［3］結(jié)合工程實(shí)例研究了在暗挖法施工條件下，采取在車站拱部全長范圍內(nèi)設(shè)置超前大管棚+小導(dǎo)管支護(hù)，加強(qiáng)拱部支護(hù)結(jié)構(gòu)剛度，形成拱蓋，設(shè)置邊墻錨索，維護(hù)直墻穩(wěn)定的方式，確保了施工安全。當(dāng)圍巖穩(wěn)定性很差，地表沉降控制要求較高時，鐵路、公路隧道中開始采用封閉型雙層初期支護(hù)。王樹軍［4］探討了“雙層支護(hù)+模筑襯砌”的結(jié)構(gòu)形式在軟弱圍巖公路隧道中的應(yīng)用，第1層支護(hù)為噴、錨、網(wǎng)及鋼架組成的聯(lián)合柔性支護(hù)，第2層支護(hù)為鋼格柵噴射混凝土結(jié)構(gòu)。李國良等［5］介紹了鄭西高鐵高橋隧道小角度下穿既有南同蒲鐵路時所采用的大斷面黃土隧道臺階法雙層支護(hù)體系的力學(xué)特性及施工技術(shù)關(guān)鍵。司劍鈞［6］通過對雙層初期支護(hù)和雙層襯砌試驗(yàn)段的對比證明前者比后者更加適合高應(yīng)力軟巖隧道的支護(hù)。上述研究主要側(cè)重于雙層初期支護(hù)的可行性與支護(hù)效果驗(yàn)證，對合理支護(hù)參數(shù)的分析不多，對此類支護(hù)結(jié)構(gòu)設(shè)計(jì)的指導(dǎo)作用有限。另外，雙層初期支護(hù)在淺埋暗挖大跨地鐵車站隧道中的應(yīng)用還鮮見報道。

本文以大連地鐵2號線興工街車站隧道工程為背景，針對巖質(zhì)地層中的淺埋暗挖單拱大跨隧道拱部雙層初期支護(hù)結(jié)構(gòu)的受力特征與支護(hù)參數(shù)確定問題，通過現(xiàn)場監(jiān)測，分析外層格柵－內(nèi)層格柵、外層型鋼－內(nèi)層格柵、外層格柵－內(nèi)層型鋼3種組合形式的雙層初期支護(hù)的受力特征和對變形的控制效果，以及各支護(hù)結(jié)構(gòu)上的荷載分配比例，據(jù)此提出合理的支護(hù)組合形式。通過有限元數(shù)值模擬，分析不同內(nèi)外層支護(hù)厚度和剛度比對支護(hù)結(jié)構(gòu)受力特征和地表沉降的影響，探討雙層初期支護(hù)結(jié)構(gòu)的內(nèi)外層厚度比例。與以往的封閉型雙層初期支護(hù)不同，興工街站隧道的雙層初期支護(hù)僅限于隧道拱部，本文研究成果可為此類支護(hù)結(jié)構(gòu)的設(shè)計(jì)提供參考。

1 工程概況

大連地鐵工程2號線興工街站，位于興工街與西安路交叉口處，隧道總長208.3 m，為地下雙層島式站臺車站，采用單拱雙層鋼筋混凝土框架結(jié)構(gòu)，地下1層為站廳層，單拱無柱結(jié)構(gòu);地下2層為站臺層，單柱雙跨框架結(jié)構(gòu)。車站標(biāo)準(zhǔn)斷面開挖寬度為21.5 m，高18.11 m，洞頂埋深7.18～11.75 m，開挖斷面面積為344 m2。車站橫斷面見圖1。

圖1 興工街站隧道橫斷面圖Fig.1 Cross-section of Xinggongjie Station tunnel

隧道上覆地層自地表至隧道依次為素填土、全風(fēng)化鈣質(zhì)板巖、中風(fēng)化鈣質(zhì)板巖，局部地段為全、中風(fēng)化輝綠巖。隧道洞身穿越圍巖大多為中風(fēng)化巖層，層理和節(jié)理裂隙發(fā)育至極發(fā)育，礦物主要為云母、石英、方解石，局部夾石英巖脈，巖芯呈柱狀。中風(fēng)化鈣質(zhì)板巖為較軟巖，巖體較完整，局部較破碎，巖體等級為Ⅳ級。圖2為隧道地質(zhì)縱剖面圖。

圖2 興工街站隧道地質(zhì)縱剖面圖Fig.2 Profile showing geological conditions of Xinggongjie Station tunnel

車站隧道拱部位于強(qiáng)風(fēng)化層內(nèi)，巖體中節(jié)理裂隙發(fā)育，自穩(wěn)能力差。為保證施工安全，隧道采用拱蓋法施工。先用雙層初期支護(hù)形成一個完整的拱蓋，然后在拱蓋的保護(hù)下進(jìn)行下部洞身的開挖。拱部初期支護(hù)采用超前支護(hù)+雙層鋼架網(wǎng)噴混凝土的聯(lián)合支護(hù)體系，內(nèi)層初期支護(hù)的大拱腳底部設(shè)計(jì)了一道通長的C30鋼筋混凝土縱梁，以提高拱部支護(hù)結(jié)構(gòu)的整體穩(wěn)定性。隧道中下部邊墻初期支護(hù)采用單層格柵鋼架網(wǎng)噴混凝土+2道錨索的聯(lián)合支護(hù)體系。

隧道二次襯砌采用C30，P10模筑鋼筋混凝土，底板厚80 cm、邊墻及拱部厚70 cm。興工街站隧道設(shè)計(jì)詳細(xì)支護(hù)參數(shù)見表1。

表1 興工街站隧道設(shè)計(jì)支護(hù)參數(shù)Table 1 Designed support parameters of Xinggongjie Station tunnel

2 現(xiàn)場試驗(yàn)與監(jiān)測

2.1 試驗(yàn)段的拱部初期支護(hù)形式

為了探討隧道拱部的合理支護(hù)形式及支護(hù)參數(shù)，對比分析不同組合支護(hù)方式的支護(hù)效果，確定適合興工街車站地質(zhì)條件的合理結(jié)構(gòu)形式和支護(hù)參數(shù)，選擇了車站隧道的3個相鄰區(qū)段，分別采用了3種不同的拱部初期支護(hù)形式和支護(hù)參數(shù)。3個試驗(yàn)段的支護(hù)形式及支護(hù)參數(shù)分別如下。

1)試驗(yàn)段1。采用鋼筋格柵－型鋼鋼架組合的雙層初期支護(hù)，區(qū)段里程為DK15+646～+671，內(nèi)層和外層初期支護(hù)的厚度為20 cm和35 cm。

2)試驗(yàn)段2。采用型鋼鋼架－鋼筋格柵組合的雙層初期支護(hù)，區(qū)段里程為DK15+621～+646，內(nèi)層和外層初期支護(hù)的厚度為25 cm和30 cm。

3)試驗(yàn)段3。采用雙層鋼筋格柵組合的初期支護(hù)，區(qū)段里程為DK15+596～+621，內(nèi)層和外層初期支護(hù)的厚度為25 cm和30 cm。

3個試驗(yàn)段的超前支護(hù)均采用大管棚+小導(dǎo)管。

2.2 監(jiān)測項(xiàng)目、監(jiān)測斷面及測點(diǎn)布置

為了掌握支護(hù)結(jié)構(gòu)的受力狀態(tài)和圍巖變形規(guī)律，在每個試驗(yàn)區(qū)段內(nèi)布設(shè)了2個監(jiān)測斷面，斷面設(shè)置如表2所示。

表2 監(jiān)測斷面位置Table 2 Position of each monitoring cross-section

所有監(jiān)測斷面的監(jiān)測項(xiàng)目均相同，分別包括作用于外層初期支護(hù)結(jié)構(gòu)上的圍巖壓力、內(nèi)層初期支護(hù)與外層初期支護(hù)間的接觸壓力、內(nèi)層初期支護(hù)與二次襯砌間的接觸壓力、拱頂圍巖的內(nèi)部位移等，每個監(jiān)測斷面內(nèi)布設(shè)9個測點(diǎn)。除此之外，還在DK15+655處隧道拱頂?shù)乇聿荚O(shè)了地表沉降測線。

每個監(jiān)測斷面上布設(shè)9個測點(diǎn)，其中7個測點(diǎn)布設(shè)在隧道拱部，各個測點(diǎn)布設(shè)見圖3。拱頂圍巖內(nèi)部位移測點(diǎn)位于隧道拱頂中央，與隧道中心線一致。

圖3 監(jiān)測點(diǎn)斷面布置圖Fig.3 Layout of monitoring points

隧道拱頂下沉采用WILD－N2精密水準(zhǔn)儀測量，精讀0.1 mm，估讀0.01 mm。水平收斂采用SD－IA顯示收斂計(jì)測量;拱頂圍巖內(nèi)部位移采用振弦式多點(diǎn)位移計(jì)測量，接觸壓力采用振弦式壓力盒測量。

2.3 圍巖壓力

在試驗(yàn)區(qū)段內(nèi)選擇3個監(jiān)測數(shù)據(jù)較完整的斷面，分別為DK15+613、DK15+630和 DK15+648，3個監(jiān)測斷面的圍巖壓力隨時間的變化曲線如圖4—6所示。監(jiān)測斷面DK15+613采用了雙層格柵的初期支護(hù)結(jié)構(gòu)形式，靠近隧道中央的測點(diǎn)2和測點(diǎn)3處的壓力值明顯大于外側(cè)測點(diǎn)5和測點(diǎn)7，其中，測點(diǎn)3處的圍巖壓力最大，最大值為346 kPa。監(jiān)測斷面DK15+630采用了外層型鋼－內(nèi)層格柵的初期支護(hù)結(jié)構(gòu)形式，該斷面最大壓力位于測點(diǎn)3，壓力值為123 kPa，隧道邊墻中部的側(cè)向壓力為25～27 kPa，明顯小于隧道拱部。監(jiān)測斷面DK15+648采用了外層格柵－內(nèi)層型鋼的初期支護(hù)結(jié)構(gòu)形式，測點(diǎn) 3處的壓力值最大，為125 kPa，其他各點(diǎn)的壓力值則普遍小于20 kPa。

為了直觀分析對比圍巖壓力分布特征與支護(hù)類型的關(guān)系，根據(jù)以上3個監(jiān)測斷面的監(jiān)測結(jié)果，整理出每個斷面上各個測點(diǎn)壓力的最大值，繪制出如圖7所示的圍巖壓力分布狀態(tài)曲線。

圖4 DK15+613斷面(格柵－格柵)拱部圍巖壓力變化曲線Fig.4 Curves of variation of pressure of surronding rock at arch at DK15+613(lattice girder+lattice girder)

圖5 DK15+630斷面(型鋼－格柵)拱部圍巖壓力變化曲線Fig.5 Curves of variation of pressure of surronding rock at arch at DK15+630(shaped steel+lattice girder)

圖6 DK15+648斷面(格柵－型鋼)拱部圍巖壓力變化曲線Fig.6 Curves of variation of pressure of surronding rock at arch at DK15+648(lattice girder+shaped steel)

興工街車站隧道圍巖壓力分布具有以下特點(diǎn)。

1)作用于隧道拱部的圍巖壓力明顯大于作用于隧道2邊墻上的水平壓力，這與隧道所處的地層結(jié)構(gòu)為上軟下硬有關(guān)，隧道拱部處于強(qiáng)風(fēng)化巖層，自穩(wěn)能力差，開挖后易松動失穩(wěn)，形成松動壓力。邊墻位于中風(fēng)化巖層，圍巖的自穩(wěn)能力強(qiáng)，松動壓力小。各斷面拱腳處側(cè)壓力均不大，小于拱頂和拱腰處的法向壓力，說明此類上部圍巖的豎向松動壓力并未全部轉(zhuǎn)移到2個拱腳側(cè)面，仍然沿豎向傳遞。這與隧道圍巖條件有關(guān)，邊墻中錨索的加固作用也十分關(guān)鍵。

圖7 各斷面圍巖壓力分布狀態(tài)曲線Fig.7 Distribution of surrounding rock pressure at each crosssection

2)各監(jiān)測斷面最大圍巖壓力為346 kPa(位于監(jiān)測斷面DK15+613)，但大部分小于125 kPa。車站隧道拱部埋深7～12 m，圍巖重度為17～23 kN/m3，按拱頂圍巖全部自重計(jì)算，垂直方向的圍巖壓力為136～299 kPa。由此可見，大部分實(shí)測值接近自重應(yīng)力，表明隧道支護(hù)壓力主要為松動壓力。

3)圍巖壓力分布的對稱性不強(qiáng)，各監(jiān)測斷面右側(cè)壓力均大于左側(cè)，這與隧道左右兩側(cè)圍巖類型不同以及所采用的開挖方式有關(guān)。然而，圍巖壓力值未超過自重應(yīng)力，偏壓對隧道結(jié)構(gòu)安全的影響有限。

4)雙層格柵支護(hù)結(jié)構(gòu)上的壓力最大，型鋼－格柵結(jié)構(gòu)次之，格柵－型鋼結(jié)構(gòu)最小，但型鋼－格柵結(jié)構(gòu)與格柵－型鋼結(jié)構(gòu)所受的壓力差別較小。雖然興工街站采用的3種初期支護(hù)結(jié)構(gòu)的總厚度完全相同，但雙層格柵結(jié)構(gòu)的剛度最小。由于圍巖壓力主要為松動壓力，支護(hù)結(jié)構(gòu)的剛度越小，圍巖與支護(hù)結(jié)構(gòu)達(dá)到平衡狀態(tài)時產(chǎn)生的隧道變形和支護(hù)結(jié)構(gòu)所受的壓力就越大，反之越小。

2.4 各支護(hù)結(jié)構(gòu)上荷載大小及分配比例

由于不同監(jiān)測斷面的開挖時間不同，比較同一天的監(jiān)測數(shù)據(jù)實(shí)際意義不大，因此選擇各個監(jiān)測斷面上各測點(diǎn)壓力時程曲線上的最大值進(jìn)行分析。統(tǒng)計(jì)各個監(jiān)測斷面上外層初期支護(hù)、內(nèi)層初期支護(hù)以及二次襯砌彼此之間的接觸壓力，并計(jì)算出各支護(hù)結(jié)構(gòu)所承擔(dān)的荷載比例。

斷面DK15+613采用了雙層格柵的初期支護(hù)結(jié)構(gòu)形式，該斷面只有測點(diǎn)6獲得了完整的接觸壓力監(jiān)測數(shù)據(jù)，外層初期支護(hù)、內(nèi)層初期支護(hù)和二次襯砌上承擔(dān)的壓力分別為59，5，30 kPa，荷載分配比例分別為62.8% ，5.3% ，31.9% 。

圖8表示DK15+630斷面各類支護(hù)結(jié)構(gòu)上的荷載比例實(shí)測結(jié)果?？梢?，對于外層型鋼－內(nèi)層格柵的雙層初期支護(hù)斷面，盡管各個測點(diǎn)的各類支護(hù)結(jié)構(gòu)承擔(dān)的荷載比例差別較大，但是，所有測點(diǎn)的雙層初期支護(hù)承擔(dān)的荷載比例均大于70%，二次襯砌承擔(dān)的荷載比例小于30%，呈現(xiàn)出一定的規(guī)律性。

圖8 外層型鋼－內(nèi)層格柵組合下支護(hù)結(jié)構(gòu)上的壓應(yīng)力分配Fig.8 Distribution of stress on“outer-layer shaped steel+innerlayer lattice girder”support structure

對于外層格柵－內(nèi)層型鋼的初期支護(hù)斷面DK15+648，各類支護(hù)結(jié)構(gòu)上的荷載比例(見圖9)類似于外層型鋼－內(nèi)層格柵的初期支護(hù)斷面，各測點(diǎn)雙層初期支護(hù)承擔(dān)的荷載比例均大于80%，二次襯砌承擔(dān)比例約為20%。

圖9 外層格柵－內(nèi)層型鋼組合下支護(hù)結(jié)構(gòu)上的壓應(yīng)力分配Fig.9 Distribution of stress on“outer-layer lattice girder+innerlayer shaped steel”support structure

從以上監(jiān)測數(shù)據(jù)可以看出以下規(guī)律:

1)無論哪一種初期支護(hù)組合，雙層初期支護(hù)結(jié)構(gòu)是主要的承載結(jié)構(gòu)，對隧道圍巖的穩(wěn)定起到了主要作用。二次襯砌雖然設(shè)計(jì)為安全儲備，但也過早地承擔(dān)了20%～30%的圍巖壓力，表明此類淺埋大跨隧道對二次襯砌的要求特殊。

2)隧道相同部位的測點(diǎn)(如測點(diǎn)6)，雙層格柵支護(hù)結(jié)構(gòu)上的壓力明顯大于其他2種雙層支護(hù)結(jié)構(gòu)上的壓力。這是由于雙層格柵支護(hù)結(jié)構(gòu)的剛度小，對圍巖的約束弱，拱頂圍巖的松弛范圍大，從而產(chǎn)生了較大的松動壓力。這也可以由隧道拱頂圍巖內(nèi)部位移的監(jiān)測結(jié)果得到證實(shí)。

從減小支護(hù)壓力的觀點(diǎn)看，應(yīng)采用能較早提供較大支護(hù)剛度的結(jié)構(gòu)形式，格柵－型鋼和型鋼－格柵的組合形式具有此類特點(diǎn)，相比而言，外層格柵－內(nèi)層型鋼的支護(hù)形式更容易保證施工質(zhì)量。

2.5 拱頂圍巖內(nèi)部位移

由于各斷面地表存在著不同程度的沉降，因此取圍巖相對位移更具有實(shí)際意義，圖10—12分別為各個監(jiān)測斷面隧道拱頂圍巖中不同埋深處豎向位移(相對于地表)隨時間變化的曲線。

DK15+613斷面地表以下1.5 m和3.0 m處測點(diǎn)的位移時程曲線在開始階段相差較大，說明土層之間存在一定的空隙;一段時間后，曲線逐漸重合，說明空隙被壓縮，隨后共同沉降。埋深3.0 m處的位移明顯小于4.5 m處的位移，說明地表以下3.0～4.5 m圍巖內(nèi)部產(chǎn)生了近水平方向的松弛裂隙，且隨著隧道開挖的進(jìn)行，裂隙也逐漸增大，裂隙下方的圍巖整體下沉，即隧道圍巖中的松動區(qū)邊界位于地表以下3.0 ～4.5 m。

圖10 DK15+613斷面隧道拱頂圍巖中不同埋深處豎向位移時程曲線(格柵－格柵)Fig.10 Time-dependent vertical displacement of crown surrounding rock at different depth at DK15+613(lattice girder+lattice girder)

圖11 DK15+630斷面隧道拱頂圍巖中不同埋深處豎向位移時程曲線(型鋼－格柵)Fig.11 Time-dependent vertical displacement of crown surrounding rock at different depth at DK15+630(shaped steel+lattice girder)

圖12 DK15+648斷面隧道拱頂圍巖中不同埋深處豎向位移時程曲線(格柵－型鋼)Fig.12 Time-dependent vertical displacement of crown surrounding rock at different depth at DK15+648(lattice girder+shaped steel)

DK15+630斷面地表以下1.5，3.0，4.5 m處測點(diǎn)位移較小，曲線變化平緩，6.0 m處測點(diǎn)的位移較大，說明隧道開挖初期圍巖松動范圍在地表以下4.5～6.0 m，拱頂圍巖的松動范圍小于DK15+613斷面。從圖11可以發(fā)現(xiàn)，2011年11月28日，測點(diǎn)7.5 m的位移突然出現(xiàn)回彈，這可能是測點(diǎn)離拱頂太近，圍巖松弛滑動時使測點(diǎn)錨頭錨固失效所致。

DK15+648 斷面地表以下1.5，3.0，4.5，6.0 m 處測點(diǎn)的位移曲線變化緩慢，位移值遠(yuǎn)小于埋深7.5 m處測點(diǎn)的位移，說明隧道開挖初期松動范圍在地表以下6.0～7.5 m。2011年3月22日，埋深6.0 m處測點(diǎn)的位移突然增大，說明此處圍巖中可能存在近水平方向的裂隙，并發(fā)生了裂隙張開的現(xiàn)象，可以認(rèn)為埋深6.0 m處是圍巖松動區(qū)的界限，松動范圍較小。

拱頂圍巖在整體大幅下沉過程中，不同深度的下沉值并不相同，據(jù)此可推斷圍巖內(nèi)部出現(xiàn)了一定數(shù)量的松弛裂隙，松動范圍主要在地表以下3.0～6.0 m。相比于其他2種支護(hù)組合，外層格柵－內(nèi)層型鋼支護(hù)下各測點(diǎn)圍巖豎向位移增長緩慢，圍巖松動范圍較小，出現(xiàn)在地表以下6.0 m處，因此，就控制圍巖松動區(qū)而言，外層格柵－內(nèi)層型鋼的支護(hù)效果最好。

2.6 支護(hù)結(jié)構(gòu)組合形式選擇

綜合以上分析可知，作用于初期支護(hù)結(jié)構(gòu)上的圍巖壓力大小和分布規(guī)律與隧道的拱部支護(hù)形式有一定關(guān)系，雙層格柵支護(hù)結(jié)構(gòu)上的圍巖壓力最大，外層型鋼－內(nèi)層格柵結(jié)構(gòu)次之，外層格柵－內(nèi)層型鋼結(jié)構(gòu)最小。外層格柵－內(nèi)層型鋼組合方式下內(nèi)外層初期支護(hù)與二次襯砌的荷載分配最為合理。就控制圍巖松動區(qū)而言，外層格柵－內(nèi)層型鋼的支護(hù)效果最好，從施工工藝上看外層格柵比外層型鋼更容易保證噴射混凝土的密貼效果。綜合考慮支護(hù)效果和施工工藝，外層格柵－內(nèi)層型鋼的雙層初期支護(hù)形式對興工街車站隧道更加適合。

3 雙層初期支護(hù)參數(shù)分析

3.1 數(shù)值模擬方法

由于內(nèi)外層初期支護(hù)合理厚度的選擇在現(xiàn)場試驗(yàn)段不易進(jìn)行多方案對比，下面采用有限元數(shù)值計(jì)算的方法模擬不同支護(hù)參數(shù)條件下的隧道施工過程，通過支護(hù)效果的對比分析，確定合理的支護(hù)參數(shù)。選取里程DK15+646～+671外層格柵－內(nèi)層型鋼試驗(yàn)區(qū)段為研究對象，計(jì)算采用Midas GTS軟件。計(jì)算模型如圖13所示，模型上邊界對應(yīng)地面，隧道埋深11.2 m。模型水平長度取為10倍洞徑，模型底部邊界至隧道底部距離約為4倍洞徑，模型尺寸為200 m×25 m×100 m(長×寬×高)，共分割為17 695個6面體單元。限制4個側(cè)面邊界的水平位移，底部邊界為固定鉸支座。圍巖、雙層初期支護(hù)、邊墻及仰拱均采用實(shí)體單元模擬，選擇Druck－Prager屈服準(zhǔn)則。二次襯砌采用彈性板單元。

圖13 三維有限元計(jì)算模型Fig.13 3D finite element calculation model

初期支護(hù)是由混凝土和格柵鋼架或型鋼鋼架共同組成的復(fù)合支護(hù)體系。為簡便起見，計(jì)算中將格柵混凝土和型鋼混凝土初期支護(hù)分別作為一個均質(zhì)體考慮，并分別按抗彎剛度等效的原則計(jì)算初期支護(hù)的等效彈性模量。外層初期支護(hù)結(jié)構(gòu)的等效彈性模量

式中:E為外層初期支護(hù)的等效彈性模量;E1I1為外層噴射混凝土的剛度;E2I2為外層鋼支撐的剛度;I為外層初期支護(hù)的慣性矩。

內(nèi)層初期支護(hù)的等效彈性模量也采用相同的方法計(jì)算。參照地質(zhì)勘測報告和相關(guān)規(guī)范，確定了計(jì)算中采用的材料物理力學(xué)參數(shù)(見表3)，其中，計(jì)算中將支護(hù)結(jié)構(gòu)視作為彈性體。

表3 計(jì)算中采用的材料物理力學(xué)參數(shù)Table 3 Physical and mechanical parameters of metrials used in calculation

在數(shù)值模擬過程中，通過適當(dāng)?shù)靥岣邍鷰r的力學(xué)參數(shù)，以考慮超前小導(dǎo)管和注漿對圍巖的加固作用，施工過程模擬順序如圖14所示。1)計(jì)算初始應(yīng)力場，初始位移清零;2)開挖拱部兩側(cè)導(dǎo)洞的上臺階1，施作外層初期支護(hù)和臨時支撐;3)開挖拱部兩側(cè)導(dǎo)洞的下臺階2，施作外層初期支護(hù)和臨時支撐;4)開挖拱部中洞的上臺階3，施作外層初期支護(hù);然后開挖中洞的下臺階4;5)拆除臨時支撐，施作內(nèi)層初期支護(hù);6)開挖下部第1層臺階5，施作側(cè)墻初期支護(hù);7)開挖下部第2層臺階6，施作側(cè)墻初期支護(hù);8)開挖下部第3層臺階7，施作側(cè)墻初期支護(hù)和仰拱;9)施作二次襯砌。

參考本隧道圍巖壓力隨時間的變化曲線和相關(guān)文獻(xiàn)［7－8］，設(shè)定每一步開挖應(yīng)力釋放率均為 0.4—0.3—0.2—0.1，即開挖后應(yīng)力釋放 40%，下一個計(jì)算步釋放30%，再下一個計(jì)算步釋放20%，最后再釋放剩余的10%。

圖14 隧道分部開挖示意圖Fig.14 Tunnel excavation sequence

3.2 數(shù)值模擬與現(xiàn)場實(shí)測的對比

為了檢驗(yàn)數(shù)值模擬結(jié)果的合理性與準(zhǔn)確性，選擇DK15+646～+671區(qū)段結(jié)果進(jìn)行對比，該段隧道采用外層格柵+內(nèi)層型鋼組合的雙層初期支護(hù)形式，外層厚35 cm，內(nèi)層厚20 cm。

在斷面DK15+655處的地表布設(shè)4個地表沉降觀測點(diǎn)，其中測點(diǎn)1和測點(diǎn)4分別位于隧道左側(cè)和右側(cè)開挖輪廓線正上方，測點(diǎn)2和測點(diǎn)3位于測點(diǎn)1和測點(diǎn)4中間，4個測點(diǎn)等間距分布。測線上各個測點(diǎn)的實(shí)測地表沉降變化曲線如圖15所示。該斷面地表最大沉降為83 mm，每條測線上4個測點(diǎn)的沉降非常接近，表明隧道拱頂上方地表產(chǎn)生了整體下沉。

圖15 DK15+655斷面地表沉降時程曲線(格柵－型鋼)Fig.15 Measured time-dependent ground surface settlement at DK15+655(lattice girder+shaped steel)

數(shù)值模擬結(jié)果見圖16，最大沉降為81 mm，由于計(jì)算模型左右對稱，測點(diǎn)1和測點(diǎn)4的沉降曲線重合，測點(diǎn)2和測點(diǎn)3的沉降曲線重合，在中部核心土開挖之前，測點(diǎn)1和測點(diǎn)4的沉降大于測點(diǎn)2和測點(diǎn)3，開挖之后則相反，這與實(shí)際情況相符，因?yàn)闇y點(diǎn)2和測點(diǎn)3處于核心土的正上方，核心土對其有一定的支撐作用。

對比圖15和圖16可以看出，實(shí)測地表沉降曲線與數(shù)值模擬結(jié)果的變化規(guī)律基本相同，實(shí)測地表最大沉降為83 mm，數(shù)值模擬最大沉降為81 mm，數(shù)值模擬結(jié)果與實(shí)測結(jié)果基本相同，說明本文采用的數(shù)值模擬方法及計(jì)算參數(shù)是合理的。

3.3 內(nèi)外層初期支護(hù)厚度比例的影響

針對外層格柵－內(nèi)層型鋼組合形式的初期支護(hù)厚度分配問題，在保證雙層初期支護(hù)總厚度55 cm不變的條件下，并考慮混凝土保護(hù)層厚度和施工的可操作性，設(shè)置了8種不同內(nèi)外層初期支護(hù)厚度組合(見表4)，分別計(jì)算出外層初期支護(hù)與內(nèi)層初期支護(hù)的剛度比，結(jié)果如表4所示。

表4 不同厚度組合下外層初期支護(hù)與內(nèi)層初期支護(hù)的剛度比Table 4 Stiffness ratios of the outer primary support to the inner primary support under different support thicknesses

采用Midas GTS軟件建立內(nèi)外層初期支護(hù)不同厚度組合下的三維有限元計(jì)算模型，按照前述的施工順序模擬隧道施工過程，應(yīng)力釋放率與前述相同。

3.3.1 地表沉降

從計(jì)算結(jié)果中提取出內(nèi)外層初期支護(hù)不同厚度組合下地表最大沉降值，并繪制出地表最大沉降隨初期支護(hù)剛度比的變化曲線，如圖17所示。

圖17 地表最大沉降隨初期支護(hù)剛度比的變化曲線Fig.17 Maximum ground surface settlement Vs primary support stiffness ratio

地表最大沉降值隨剛度比的增大而減小，并逐漸趨于穩(wěn)定，外層厚20 cm－內(nèi)層厚35cm工況下地表最大沉降值為85.97 mm，外層厚35 cm－內(nèi)層厚20 cm工況下地表最大沉降值為81.05 mm，這是由于在雙層初期支護(hù)總剛度基本不變的情況下，剛度比越大，表示外層初期支護(hù)剛度也越大，越能盡早提供較大剛度，越有利于控制圍巖的松動變形。

3.3.2 支護(hù)結(jié)構(gòu)上的荷載分配

由計(jì)算結(jié)果提取出圍巖與外層初期支護(hù)、外層初期支護(hù)與內(nèi)層初期支護(hù)、內(nèi)層初期支護(hù)與二次襯砌四者之間的接觸壓力，進(jìn)而計(jì)算得到總的圍巖壓力和各支護(hù)結(jié)構(gòu)承擔(dān)的荷載比例，如圖18所示。

圖18 不同剛度比值下支護(hù)結(jié)構(gòu)上的壓力分配Fig.18 Distribution of surrounding rock pressure on support structure under different stiffness ratios

各類支護(hù)結(jié)構(gòu)上的壓力分配比例隨初期支護(hù)剛度比的增大變化不大，外層初期支護(hù)承擔(dān)了圍巖壓力的37.2%～46.3%，內(nèi)層初期支護(hù)承擔(dān)了33.8% ～40.4%，二次襯砌承擔(dān)了18.7% ～22.4%?？梢?，圍巖壓力主要由雙層初期支護(hù)來承擔(dān)，二次襯砌也承擔(dān)了一部分。隨著剛度比的增大，作用于外層初期支護(hù)上的圍巖壓力逐漸增大，內(nèi)層初期支護(hù)上的壓力則逐漸減小，但二次襯砌的壓力只發(fā)生了微小的波動。這主要是因?yàn)殡p層初期支護(hù)總厚度不變，其中的鋼格柵和型鋼鋼架的總量保持不變，僅僅是在混凝土中的位置稍有不同，因此，雙層初期支護(hù)的總剛度變化不大，承擔(dān)的圍巖壓力自然不會發(fā)生太大變化。所以，二次襯砌承受的荷載變化不大，僅為18.7% ～22.4%。

綜上可知，外層格柵厚35 cm－內(nèi)層型鋼厚20 cm工況下地表最大沉降和圍巖壓力均最小，且處于曲線穩(wěn)定階段，是較為合理的厚度分配。此時的外層初期支護(hù)厚度為35 cm，占雙層初期支護(hù)總厚度(55 cm)的63.6%。

4 結(jié)論與建議

針對巖質(zhì)地層中采用拱蓋法施工的淺埋大跨隧道拱部雙層初期支護(hù)組合形式及合理支護(hù)參數(shù)的確定問題，通過現(xiàn)場試驗(yàn)與數(shù)值模擬，主要結(jié)論如下。

1)外層格柵－內(nèi)層格柵、外層格柵－內(nèi)層型鋼、外層型鋼－內(nèi)層格柵3種組合方式中，外層格柵－內(nèi)層型鋼組合方式最適合興工街車站隧道，結(jié)構(gòu)受力更合理，有利于控制地層變形，也更便于施工。

2)外層初期支護(hù)為主要承載結(jié)構(gòu)，承擔(dān)的圍巖壓力隨外層與內(nèi)層支護(hù)剛度比的增大而增大;內(nèi)層初期支護(hù)為次要承載結(jié)構(gòu)，承擔(dān)的圍巖壓力隨外層與內(nèi)層支護(hù)剛度比的增大而減小。

3)外層與內(nèi)層初期支護(hù)的剛度比越大，越有利于控制圍巖的松動變形。

4)興工街車站隧道采用外層厚35 cm格柵混凝土支護(hù)和內(nèi)層厚20 cm的型鋼混凝土支護(hù)組合可以較好地控制地表沉降。對于類似地層中的淺埋大跨隧道，建議外層初期支護(hù)厚度取初期支護(hù)總厚度的60%。

5)雙層初期支護(hù)結(jié)構(gòu)承擔(dān)的圍巖壓力占總壓力的78%～82%，二次襯砌作為安全儲備，但在隧道建成初期仍然受到了較小的圍巖壓力作用，在結(jié)構(gòu)設(shè)計(jì)時應(yīng)適當(dāng)加以考慮。

上述結(jié)論是在上軟下硬巖質(zhì)地層條件下得出的，是否適合全風(fēng)化軟弱破碎地層，尚需得到進(jìn)一步的工程驗(yàn)證。

［1］ 徐振，任志亮.淺埋暗挖單拱大跨結(jié)構(gòu)在地鐵車站的應(yīng)用［J］.鐵道標(biāo)準(zhǔn)設(shè)計(jì)，2011(10):93 －95.(XU Zhen，REN Zhiliang.Application of long-span single-arch structure in a shallow subway station excavated by mining method［J］.Railway Standard Design，2011(10):93 － 95.(in Chinese))

［2］ 陳學(xué)峰，王楊，劉建友.城市淺埋大跨地下工程模筑襯砌支護(hù)法［J］.鐵路技術(shù)創(chuàng)新，2013(5):6 －8，33.(CHEN Xuefeng，WANG Yang，LIU Jianyou.Concrete supporting used in shallow-buried underground engineering in city with large span［J］.Railway Technical Innovation，2013(5):6 －8，33.(in Chinese))

［3］ 董子龍，隆衛(wèi).大連地鐵興工街站復(fù)合地層超大跨淺埋暗挖施工關(guān)鍵技術(shù)［J］.隧道建設(shè)，2013，33(6):489－498.(DONGZilong，LONGWei.Key construction technologies for mined metro station tunnels with super-large span and shallow cover located in complex ground:Case study on Xinggong Street Station of Dalian Metro［J］.Tunnel Construction，2013，33(6):489 －498.(in Chinese))

［4］ 王樹軍.軟弱圍巖隧道雙層支護(hù)施工控制技術(shù)［J］.交通世界，2010(7):226－227.(WANG Shujun.Doublelayer supporting construction control technology of soft rock tunnel［J］.Transpo World，2010(7):226 － 227.(in Chinese))

［5］ 李國良，宋冶，李雷，等.大斷面黃土隧道臺階法雙層支護(hù)技術(shù)［J］.中國工程科學(xué)，2014(8):54－63.(LI Guoliang，SONG Ye，LI Lei，et al.Double-layer support technology of large-section loess tunnel by benching method［J］.Engineering Science，2014(8):54 － 63.(in Chenese))

［6］ 司劍鈞.極高地應(yīng)力軟巖隧道雙層支護(hù)技術(shù)［J］.隧道建設(shè)，2014，34(7):685 －690.(SI Jianjun.Technologies for double-shell support of tunnels in soft rock with extrahigh ground stress［J］.Tunnel Construction，2014，34(7):685 －690.(in Chinese))

［7］ PELLIF，KAISER P K，MORGERNSTERN N R.Threedimensional simulation of rock liner interaction near tunnel face［C］//Proceedings of the 2nd International Symposium on Numerical Models in Geomechanics.Ghent:［s.n.］，1986:359－368.

［8］ SWOBODA G，MERTZ W，SCHMID A.Three-dimensional numerical model to simulate tunnel excavation［C］//Proceedings of the 3rd International Conference on Numerical Models in Geomechanics.Niagara Falls:［s.n.］，1989:536－548.