大連地鐵2號線興工街站淺埋大跨隧道雙層初期支護組合形式及合理參數分析

宋超業(yè)，涂洪亮，喬春生

(1.中鐵隧道勘測設計院有限公司，天津 300133;2.北京交通大學土木建筑工程學院，北京 100044)

0 引言

伴隨著國民經濟的快速發(fā)展，越來越多的城市開始了地鐵的規(guī)劃與建設，其中，巖質地層中淺埋暗挖單拱大跨地鐵車站隧道因其站內空間開闊，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，嚴重時還會導致地面結構物的變形與破壞。因此，隧道拱部合理支護結構形式選擇與支護參數的確定極為重要。

國內學者對淺埋暗挖大跨隧道的支護形式進行了一些研究，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”地質條件下，淺埋暗挖單拱大跨結構在地鐵車站中的應用。陳學峰等［2］采用模筑襯砌支護法對淺埋暗挖大跨地鐵車站進行支護，模板經連接加固成為一個能夠承受周圍圍巖壓力的整體結構，在施工期間同時起到承重、保護等多重作用，施工完成后，模板成為永久受力結構的一部分。董子龍等［3］結合工程實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設置超前大管棚+小導管支護，加強拱部支護結構剛度，形成拱蓋，設置邊墻錨索，維護直墻穩(wěn)定的方式，確保了施工安全。當圍巖穩(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。王樹軍［4］探討了“雙層支護+模筑襯砌”的結構形式在軟弱圍巖公路隧道中的應用，第1層支護為噴、錨、網及鋼架組成的聯合柔性支護，第2層支護為鋼格柵噴射混凝土結構。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體系的力學特性及施工技術關鍵。司劍鈞［6］通過對雙層初期支護和雙層襯砌試驗段的對比證明前者比后者更加適合高應力軟巖隧道的支護。上述研究主要側重于雙層初期支護的可行性與支護效果驗證，對合理支護參數的分析不多，對此類支護結構設計的指導作用有限。另外，雙層初期支護在淺埋暗挖大跨地鐵車站隧道中的應用還鮮見報道。

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

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構，地下1層為站廳層，單拱無柱結構;地下2層為站臺層，單柱雙跨框架結構。車站標準斷面開挖寬度為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、全風化鈣質板巖、中風化鈣質板巖，局部地段為全、中風化輝綠巖。隧道洞身穿越圍巖大多為中風化巖層，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。中風化鈣質板巖為較軟巖，巖體較完整，局部較破碎，巖體等級為Ⅳ級。圖2為隧道地質縱剖面圖。

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

車站隧道拱部位于強風化層內，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。先用雙層初期支護形成一個完整的拱蓋，然后在拱蓋的保護下進行下部洞身的開挖。拱部初期支護采用超前支護+雙層鋼架網噴混凝土的聯合支護體系，內層初期支護的大拱腳底部設計了一道通長的C30鋼筋混凝土縱梁，以提高拱部支護結構的整體穩(wěn)定性。隧道中下部邊墻初期支護采用單層格柵鋼架網噴混凝土+2道錨索的聯合支護體系。

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。興工街站隧道設計詳細支護參數見表1。

表1 興工街站隧道設計支護參數Table 1 Designed support parameters of Xinggongjie Station tunnel

2 現場試驗與監(jiān)測

2.1 試驗段的拱部初期支護形式

為了探討隧道拱部的合理支護形式及支護參數，對比分析不同組合支護方式的支護效果，確定適合興工街車站地質條件的合理結構形式和支護參數，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形式和支護參數。3個試驗段的支護形式及支護參數分別如下。

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

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

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

3個試驗段的超前支護均采用大管棚+小導管。

2.2 監(jiān)測項目、監(jiān)測斷面及測點布置

為了掌握支護結構的受力狀態(tài)和圍巖變形規(guī)律，在每個試驗區(qū)段內布設了2個監(jiān)測斷面，斷面設置如表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)測項目均相同，分別包括作用于外層初期支護結構上的圍巖壓力、內層初期支護與外層初期支護間的接觸壓力、內層初期支護與二次襯砌間的接觸壓力、拱頂圍巖的內部位移等，每個監(jiān)測斷面內布設9個測點。除此之外，還在DK15+655處隧道拱頂地表布設了地表沉降測線。

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

圖3 監(jiān)測點斷面布置圖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顯示收斂計測量;拱頂圍巖內部位移采用振弦式多點位移計測量，接觸壓力采用振弦式壓力盒測量。

2.3 圍巖壓力

在試驗區(qū)段內選擇3個監(jiān)測數據較完整的斷面，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結構形式，靠近隧道中央的測點2和測點3處的壓力值明顯大于外側測點5和測點7，其中，測點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－內層格柵的初期支護結構形式，該斷面最大壓力位于測點3，壓力值為123 kPa，隧道邊墻中部的側向壓力為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－內層型鋼的初期支護結構形式，測點 3處的壓力值最大，為125 kPa，其他各點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類型的關系，根據以上3個監(jiān)測斷面的監(jiān)測結果，整理出每個斷面上各個測點壓力的最大值，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。

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構為上軟下硬有關，隧道拱部處于強風化巖層，自穩(wěn)能力差，開挖后易松動失穩(wěn)，形成松動壓力。邊墻位于中風化巖層，圍巖的自穩(wěn)能力強，松動壓力小。各斷面拱腳處側壓力均不大，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移到2個拱腳側面，仍然沿豎向傳遞。這與隧道圍巖條件有關，邊墻中錨索的加固作用也十分關鍵。

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算，垂直方向的圍巖壓力為136～299 kPa。由此可見，大部分實測值接近自重應力，表明隧道支護壓力主要為松動壓力。

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

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

2.4 各支護結構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)測數據實際意義不大，因此選擇各個監(jiān)測斷面上各測點壓力時程曲線上的最大值進行分析。統(tǒng)計各個監(jiān)測斷面上外層初期支護、內層初期支護以及二次襯砌彼此之間的接觸壓力，并計算出各支護結構所承擔的荷載比例。

斷面DK15+613采用了雙層格柵的初期支護結構形式，該斷面只有測點6獲得了完整的接觸壓力監(jiān)測數據，外層初期支護、內層初期支護和二次襯砌上承擔的壓力分別為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斷面各類支護結構上的荷載比例實測結果?？梢?，對于外層型鋼－內層格柵的雙層初期支護斷面，盡管各個測點的各類支護結構承擔的荷載比例差別較大，但是，所有測點的雙層初期支護承擔的荷載比例均大于70%，二次襯砌承擔的荷載比例小于30%，呈現出一定的規(guī)律性。

圖8 外層型鋼－內層格柵組合下支護結構上的壓應力分配Fig.8 Distribution of stress on“outer-layer shaped steel+innerlayer lattice girder”support structure

對于外層格柵－內層型鋼的初期支護斷面DK15+648，各類支護結構上的荷載比例(見圖9)類似于外層型鋼－內層格柵的初期支護斷面，各測點雙層初期支護承擔的荷載比例均大于80%，二次襯砌承擔比例約為20%。

圖9 外層格柵－內層型鋼組合下支護結構上的壓應力分配Fig.9 Distribution of stress on“outer-layer lattice girder+innerlayer shaped steel”support structure

從以上監(jiān)測數據可以看出以下規(guī)律:

1)無論哪一種初期支護組合，雙層初期支護結構是主要的承載結構，對隧道圍巖的穩(wěn)定起到了主要作用。二次襯砌雖然設計為安全儲備，但也過早地承擔了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(如測點6)，雙層格柵支護結構上的壓力明顯大于其他2種雙層支護結構上的壓力。這是由于雙層格柵支護結構的剛度小，對圍巖的約束弱，拱頂圍巖的松弛范圍大，從而產生了較大的松動壓力。這也可以由隧道拱頂圍巖內部位移的監(jiān)測結果得到證實。

從減小支護壓力的觀點看，應采用能較早提供較大支護剛度的結構形式，格柵－型鋼和型鋼－格柵的組合形式具有此類特點，相比而言，外層格柵－內層型鋼的支護形式更容易保證施工質量。

2.5 拱頂圍巖內部位移

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圍巖內部產生了近水平方向的松弛裂隙，且隨著隧道開挖的進行，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處測點位移較小，曲線變化平緩，6.0 m處測點的位移較大，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，2011年11月28日，測點7.5 m的位移突然出現回彈，這可能是測點離拱頂太近，圍巖松弛滑動時使測點錨頭錨固失效所致。

DK15+648 斷面地表以下1.5，3.0，4.5，6.0 m 處測點的位移曲線變化緩慢，位移值遠小于埋深7.5 m處測點的位移，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)生了裂隙張開的現象，可以認為埋深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，據此可推斷圍巖內部出現了一定數量的松弛裂隙，松動范圍主要在地表以下3.0～6.0 m。相比于其他2種支護組合，外層格柵－內層型鋼支護下各測點圍巖豎向位移增長緩慢，圍巖松動范圍較小，出現在地表以下6.0 m處，因此，就控制圍巖松動區(qū)而言，外層格柵－內層型鋼的支護效果最好。

2.6 支護結構組合形式選擇

綜合以上分析可知，作用于初期支護結構上的圍巖壓力大小和分布規(guī)律與隧道的拱部支護形式有一定關系，雙層格柵支護結構上的圍巖壓力最大，外層型鋼－內層格柵結構次之，外層格柵－內層型鋼結構最小。外層格柵－內層型鋼組合方式下內外層初期支護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－內層型鋼的支護效果最好，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。綜合考慮支護效果和施工工藝，外層格柵－內層型鋼的雙層初期支護形式對興工街車站隧道更加適合。

3 雙層初期支護參數分析

3.1 數值模擬方法

由于內外層初期支護合理厚度的選擇在現場試驗段不易進行多方案對比，下面采用有限元數值計算的方法模擬不同支護參數條件下的隧道施工過程，通過支護效果的對比分析，確定合理的支護參數。選取里程DK15+646～+671外層格柵－內層型鋼試驗區(qū)段為研究對象，計算采用Midas GTS軟件。計算模型如圖13所示，模型上邊界對應地面，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、邊墻及仰拱均采用實體單元模擬，選擇Druck－Prager屈服準則。二次襯砌采用彈性板單元。

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

初期支護是由混凝土和格柵鋼架或型鋼鋼架共同組成的復合支護體系。為簡便起見，計算中將格柵混凝土和型鋼混凝土初期支護分別作為一個均質體考慮，并分別按抗彎剛度等效的原則計算初期支護的等效彈性模量。外層初期支護結構的等效彈性模量

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

內層初期支護的等效彈性模量也采用相同的方法計算。參照地質勘測報告和相關規(guī)范，確定了計算中采用的材料物理力學參數(見表3)，其中，計算中將支護結構視作為彈性體。

表3 計算中采用的材料物理力學參數Table 3 Physical and mechanical parameters of metrials used in calculation

在數值模擬過程中，通過適當地提高圍巖的力學參數，以考慮超前小導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)計算初始應力場，初始位移清零;2)開挖拱部兩側導洞的上臺階1，施作外層初期支護和臨時支撐;3)開挖拱部兩側導洞的下臺階2，施作外層初期支護和臨時支撐;4)開挖拱部中洞的上臺階3，施作外層初期支護;然后開挖中洞的下臺階4;5)拆除臨時支撐，施作內層初期支護;6)開挖下部第1層臺階5，施作側墻初期支護;7)開挖下部第2層臺階6，施作側墻初期支護;8)開挖下部第3層臺階7，施作側墻初期支護和仰拱;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文獻［7－8］，設定每一步開挖應力釋放率均為 0.4—0.3—0.2—0.1，即開挖后應力釋放 40%，下一個計算步釋放30%，再下一個計算步釋放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 數值模擬與現場實測的對比

為了檢驗數值模擬結果的合理性與準確性，選擇DK15+646～+671區(qū)段結果進行對比，該段隧道采用外層格柵+內層型鋼組合的雙層初期支護形式，外層厚35 cm，內層厚20 cm。

在斷面DK15+655處的地表布設4個地表沉降觀測點，其中測點1和測點4分別位于隧道左側和右側開挖輪廓線正上方，測點2和測點3位于測點1和測點4中間，4個測點等間距分布。測線上各個測點的實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個測點的沉降非常接近，表明隧道拱頂上方地表產生了整體下沉。

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)

數值模擬結果見圖16，最大沉降為81 mm，由于計算模型左右對稱，測點1和測點4的沉降曲線重合，測點2和測點3的沉降曲線重合，在中部核心土開挖之前，測點1和測點4的沉降大于測點2和測點3，開挖之后則相反，這與實際情況相符，因為測點2和測點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，實測地表沉降曲線與數值模擬結果的變化規(guī)律基本相同，實測地表最大沉降為83 mm，數值模擬最大沉降為81 mm，數值模擬結果與實測結果基本相同，說明本文采用的數值模擬方法及計算參數是合理的。

3.3 內外層初期支護厚度比例的影響

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

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

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

3.3.1 地表沉降

從計算結果中提取出內外層初期支護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－內層厚35cm工況下地表最大沉降值為85.97 mm，外層厚35 cm－內層厚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總剛度基本不變的情況下，剛度比越大，表示外層初期支護剛度也越大，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 支護結構上的荷載分配

由計算結果提取出圍巖與外層初期支護、外層初期支護與內層初期支護、內層初期支護與二次襯砌四者之間的接觸壓力，進而計算得到總的圍巖壓力和各支護結構承擔的荷載比例，如圖18所示。

圖18 不同剛度比值下支護結構上的壓力分配Fig.18 Distribution of surrounding rock pressure on support structure under different stiffness ratios

各類支護結構上的壓力分配比例隨初期支護剛度比的增大變化不大，外層初期支護承擔了圍巖壓力的37.2%～46.3%，內層初期支護承擔了33.8% ～40.4%，二次襯砌承擔了18.7% ～22.4%?？梢?，圍巖壓力主要由雙層初期支護來承擔，二次襯砌也承擔了一部分。隨著剛度比的增大，作用于外層初期支護上的圍巖壓力逐漸增大，內層初期支護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。這主要是因為雙層初期支護總厚度不變，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，雙層初期支護的總剛度變化不大，承擔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厚度為35 cm，占雙層初期支護總厚度(55 cm)的63.6%。

4 結論與建議

針對巖質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組合形式及合理支護參數的確定問題，通過現場試驗與數值模擬，主要結論如下。

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

2)外層初期支護為主要承載結構，承擔的圍巖壓力隨外層與內層支護剛度比的增大而增大;內層初期支護為次要承載結構，承擔的圍巖壓力隨外層與內層支護剛度比的增大而減小。

3)外層與內層初期支護的剛度比越大，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格柵混凝土支護和內層厚20 cm的型鋼混凝土支護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，建議外層初期支護厚度取初期支護總厚度的60%。

5)雙層初期支護結構承擔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，在結構設計時應適當加以考慮。

上述結論是在上軟下硬巖質地層條件下得出的，是否適合全風化軟弱破碎地層，尚需得到進一步的工程驗證。

［1］ 徐振，任志亮.淺埋暗挖單拱大跨結構在地鐵車站的應用［J］.鐵道標準設計，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］ 陳學峰，王楊，劉建友.城市淺埋大跨地下工程模筑襯砌支護法［J］.鐵路技術創(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合地層超大跨淺埋暗挖施工關鍵技術［J］.隧道建設，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施工控制技術［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技術［J］.中國工程科學，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.極高地應力軟巖隧道雙層支護技術［J］.隧道建設，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.