异质软硬复合地层地铁车站穿越富水断层施工响应与控制

2023-05-26宋高锐吕显州王渭明

工程科学与技术 2023年3期

宋高锐，李浩，钟科，吕显州*，王渭明

(1.山东科技大学土木工程与建筑学院，山东青岛 266590；2.山东科技大学地球科学与工程学院，山东青岛 266590；3.中铁二局集团有限公司，四川成都 610031)

在同一地铁车站施工段当中，分布着不同年代、不同岩性、不同风化程度或不同层序的地层，从而表现为水平方向上工程地质性质的差异。当浅埋大跨度车站主体处于该类地层中时，受围岩物理力学性质差异与地下水的影响，发生围岩失稳破坏的概率明显增大[1-3]。特别是当遇到断层破碎带，将进一步加剧车站围岩稳定性控制的难度，对其安全施工控制技术也提出更高的要求[4-5]。

当前，学者们针对工程施工穿越断层破碎带或垂直复合地层的情况开展大量研究。李文华等[6]基于断层特征下的围岩稳定性，研究得出断层距离隧道2倍洞宽以内对围岩的稳定性影响较大；刘蕾[7]采用ADINA有限元分析了土岩交界线在掌子面的高度、隧道相对埋深、喷混强度及厚度、地下水等不同因素对围岩、支护结构变形稳定的影响规律；熊良宵等[8]通过研究隧道掌子面接近软硬不均地质界面时的围岩变形，得出隧道由硬岩向软岩掘进和由软岩向硬岩掘进时隧道拱顶和边墙位置围岩的位移变化规律相反。

近几年，诸多学者针对地下水对隧道力学特性的影响进行了相关研究[9-11]。Zhou等[12]研究了地下水压对隧道穿越裂隙带的影响，通过数值模拟分析，得到注浆和排水是显著降低隧道衬砌压浆作用的有效措施，并得出隧道穿越裂隙带所需的最佳注浆厚度；李建旺等[13]依托玉渡山隧道穿越断层破碎带的富水空洞区工程，得到隧道在开挖至距富水空洞区14 m时，掌子面前方出现较大塑性区，因此，在施工过程中应合理计算掌子面前方安全距离，可有效避免发生突泥、突水等灾害事故。针对大断面车站穿越断层破碎带的施工技术及加固措施[14-16]，崔振东[17]借助数值模拟对双侧壁导坑法施工大断面地铁车站中隔墙开挖稳定性进行了研究，并形成关键施工技术；卢庆钊[18]研究了施作和未施作超前注浆预加固作用下隧道施工破碎带围岩的稳定性，并提出相应的联合施工方法；唐晓杰等[19]针对不同围岩级别，对地铁隧道组合工法穿越断层时的围岩变形进行分析，通过提出围岩控制率的概念，定量研究了围岩的注浆效果。除了采取数值模拟、室内试验等方法，丁远振等[20]通过分析大量的现场监测数据，得出采用优化断面、加强支护刚度、非对称布置锚杆等方式，可有效控制隧道变形；徐前卫等[21]通过现场调研和监控量测得到隧道开挖后拱顶和拱肩的变化规律，并提出相应控制措施，从而提高围岩稳定性。

可见，国内外学者针对隧道或车站穿越断层、垂直复合地层及突变地质界面的施工响应及控制措施都进行了有益探索。同时，也应注意到，由于地铁车站开挖断面跨度较大，一般为20 m左右，这就不可避免地会遇到车站断面左右围岩不一的情况，由于左右岩性迥异，强度差异较大，其施工力学响应及围岩变形机制必然不同。特别是面临复合地层与断层共同影响，已有的变形控制理论和方法难以提供可靠的指导。因此，本文首先以某地铁车站辉绿岩侵入花岗岩地层为依托，通过试验研究侵入辉绿岩的物理力学性质，结合BQ分级方法获取强度及变形参数；然后，结合数值模拟与现场测试，对比分析有无地下水影响的车站施工力学响应与变形规律，确定合理的注浆加固方案与变形控制关键技术。研究成果可为复杂地层条件下地铁车站施工和类似条件下工程岩体的稳定性控制提供指导。

1 工程概况

该车站全长207.0 m，标准段宽23.4 m，高17.6 m。车站拱顶埋深20.8～34.5 m，主体采用初支拱盖法施工。车站左右两侧分别位于不同岩层中，围岩分界线左侧为微风化花岗岩，右侧为微风化辉绿岩，分界线大致成76°，具体开挖步序如图1所示。

图1 车站开挖步序图Fig.1 Sequence diagram of station excavation

在距车站起始位置约23 m处穿越宽度约为9 m的断层破碎带，破碎带与车站断面斜交，成75°角。由于断层破碎带的存在，加之车站一侧为冲沟，夏季施工易受地下水的影响，会进一步加剧围岩变形，若处置不当极易诱发坍塌或涌水。车站具体施工流程如图2所示。

图2 车站开挖步骤示意图Fig.2 Schematic diagram of station excavation steps

为确保施工安全，降低风险，在车站全段施工过程中加设预应力锚杆，锚杆长L=4 m，环距1.3 m，纵距0.8 m，梅花型布置；辉绿岩一侧爆破后立即初喷，初期支护采用格栅钢架+双层钢筋网+300 mm厚C30混凝土，格栅钢架间距为0.8 m，钢筋网规格为φ8@250 mm×250 mm。

在标准段围岩分界面两边各2 m范围内采用超前小导管以15°仰角进行支护，超前小导管直径为42 mm，管长3.5 m。断层前3 m至车站完全穿越断层的部分采用超前小导管对车站主体进行全断面注浆加固（环向间距×纵向间距为300 mm×1.6 m）。上述注浆采用水泥浆液，水泥为42.5级普通硅酸盐水泥，浆液水灰比为1∶1，注浆压力为0.2～0.5 MPa，在拱部加设临时支撑。此外，过程中应严格控制开挖进尺保持在1.5 m左右。

2 室内试验及围岩分级

2.1 围岩物理力学特性

通过膨胀性和耐崩解试验测得侵入辉绿岩岩块自由吸水48 h后轴向膨胀率和径向膨胀率分别为0.126%和0.074%，耐崩解性指数平均值为92.85%，表明其膨胀性和崩解性较弱。为进一步研究地下水对岩石交界面处辉绿岩的影响，采用TAW-2000微机控制电液伺服岩石三轴试验机分别对风化段和节理段（交界面附近）的辉绿岩进行单轴压缩试验，试验所用岩样为直径50 mm、高100 mm的标准圆柱形岩样。

为尽可能接近现场开挖环境，在温度为26 ℃、湿度为98%的恒温恒湿养护箱对试样分别进行8、12、24 h的养护，养护时间确定依据为模拟初期支护滞后于开挖爆破的时间。考虑试验对比，增加天然状态和饱水状态（真空完全饱和处理）两种情况进行试验，试验后风化段和节理段辉绿岩单轴压缩破坏形态如图3和4所示。

图3 风化段辉绿岩在不同条件下的单轴压缩破坏形态Fig.3 Failure modes of diabase in weathered section under uniaxial compression under different conditions

由图3可知：对于风化段辉绿岩，在天然状态下和模拟环境8 h条件下，表现出明显的脆性破坏特征，为穿越层理薄弱面的张拉破坏和沿着轴线端部的局部“Y”型剪切破坏；在模拟环境12 h条件下，有局部顺层理薄弱面和局部穿越层理薄弱面、基质的复合张剪破坏；随着模拟环境达到24 h，岩块表现出明显的剪切破坏特征，这表明湿度环境在一定程度上影响了岩块的破坏机制。

由图4可知，对于节理段辉绿岩，其破坏模式与风化段辉绿岩存在明显区别。总体上看，试样除了沿着节理面发生张剪滑移破坏，还发育一条与节理面近乎平行的剪切破坏面。原因在于轴向应力加载过程中，由于实验机压头力的作用，辉绿岩两端面的侧向变形未受到抑制，使得侧向张力在试样中部得到释放。

图4 节理段辉绿岩在不同条件下的单轴压缩破坏形态Fig.4 Failure modes of joint diabase under uniaxial compression under different conditions

风化段和节理段辉绿岩的单轴压缩曲线分别如图5和6所示。图5和6中，σ为主应力，ε1为轴向应变。

图5 风化段辉绿岩单轴压缩曲线Fig.5 Uniaxial compression curves of diabase in weathered section

图6 节理段辉绿岩单轴压缩曲线Fig.6 Uniaxial compression curves of jointed diabase

由图5和6可以看出：天然状态下，风化段辉绿岩和节理段辉绿岩的峰值强度分别为42.93和24.28 MPa，节理段辉绿岩的峰值强度相对风化段降低43.4%；饱和状态下，风化段和节理段辉绿岩的峰值强度分别为32.7和13.1 MPa，节理段辉绿岩的峰值强度相对风化段降低59.9%。以上结论表明：节理段试件胶结程度较弱，受高湿环境影响明显强于风化段岩石；横向对比节理段辉绿岩8、12、和24 h的岩石单轴抗压强度可以看出，高湿环境下养护24 h的岩石试件受影响程度明显高于养护8和12 h，而养护8和12 h条件下的试件抗压强度相差不大。因此，在车站开挖后，辉绿岩段围岩暴露时间不宜过长，应及时采取手段封闭围岩，防止空帮段围岩受扰过大，劣化导致大变形。

2.2 围岩分级

根据《某车站岩土工程勘查钻孔声波测试汇总表》中对岩石纵波速度Vp的测定结果，查阅《铁路隧道设计规范》（TB 10003—2016），得到车站所处风化段和节理段辉绿岩围岩等级为Ⅳ级。此外，借助国内采用较多的围岩分级BQ法[22-23]，对车站所处辉绿岩进行验证，所用公式为：

式中：BQ为围岩基本质量指标；Rc为岩石单轴饱和抗压强度；Kv为岩体完整性系数，根据现场调查，风化段取0.60，节理段取0.45。

由式（1）计算得到风化段和节理段围岩的BQ值分别为337.5和261.0；根据围岩分级标准得到本车站围岩以Ⅳ级为主，围岩稳定性较差。

3 数值模拟

3.1 模型建立

假设地层均为层状水平分布，将其分为4层，采用有限差分软件FLAC3D建立100 m×54 m×72 m的车站模型，模型侧面和底面采用法向约束，上边界为自由边界。车站主体上覆土层厚22 m，围岩左侧为微风化花岗岩，右侧为微风化辉绿岩，3维数值计算模型如图7所示。

图7 计算模型Fig.7 Calculation model

3.2 计算参数选取

综合前述的围岩分级和勘查报告，确定车站围岩的物理力学指标。以勘查报告确定的物理力学参数为准，若参数明显小于本文试验所获得的参数，则依据试验结果进行比较和修正。岩土体计算采用Mohr-Coulomb屈服准则，超前注浆加固区通过提高围岩力学参数模拟[24]。

根据现场施工方式，在数值模拟中，通过刚度等效的原则将格栅钢架折算到初期支护中，采用Cable结构单元对锚杆进行模拟，支护结构参数和围岩参数取值分别见表1和2。

表1 支护结构参数Tab.1 Supporting structure parameters

4 数值模拟结果对比分析

4.1 地表及拱顶沉降

受地下水存在的影响，在隧道施工和运营过程中可能会引发裂缝问题[25-26]。根据第2.1节的分析，地下水对于节理段辉绿岩影响较大，故选取有、无地下水情况的车站围岩变形进行对比分析，如图8所示。由图8可知：车站拱顶的最大沉降值出现在破碎带处；进一步地，有地下水时，最大沉降值为6.5 mm，比无地下水情况大1.5 mm。此外，当车站上部掘进至18 m左右时，有、无地下水两种情况下拱顶沉降值仅相差约0.5 mm；当掘进至27 m左右时，两者相差1.5 mm，这说明有地下水时的拱顶沉降值增速明显大于无地下水的工况。

图8 有、无地下水情况下竖向位移云图Fig.8 Vertical displacement cloud map with/without groundwater

图9为车站施工完成后地表沉降曲线。由图9可知：辉绿岩一侧的地表沉降值明显大于花岗岩一侧；有、无地下水对地表最大沉降值出现的位置影响不同，分别为距车站起点56和61 m，表明地下水对于车站整体的围岩变形影响显著。因此，在施工中应加强对辉绿岩一侧的控制与监测，确保施工安全。

图9 有/无地下水情况下地表沉降曲线Fig.9 Surface settlement curves with/without groundwater

4.2 围岩应力分析

为进一步研究施工过程中的围岩力学响应，以车站中轴线为基准，将模型分成左、右两部分，对比分析有、无地下水两种工况下的最大主应力分布，如图10所示。对于无地下水情况（图10（a）和（b）），无论是最大拉应力还是最大压应力，左右两部分应力值基本一致，相差很小；若考虑地下水作用（图10（c）和（d）），花岗岩侧（左部）最大拉应力为0.97 MPa，辉绿岩侧（右部）最大拉应力为1.62 MPa，相差0.65 MPa。通过点荷载试验计算得到饱和辉绿岩岩样的抗拉强度为1.25 MPa。可见，无论有无地下水，复合地层围岩受拉特征明显，辉绿岩侧围岩已超过其抗拉强度极大值，必然产生大范围塑性破坏，故需加强支护。

图10 两种工况下左、右部最大主应力云图Fig.10 Maximum principal stress cloud diagram on the left and right under two working conditions

4.3 注浆加固方案分析

由第4.1、4.2节可知，地下水对围岩的稳定性影响显著，故施工中应采用合理的注浆加固方案，保证围岩稳定。为确定合理注浆加固方案，设计4种不同施工工况进行分析，见表3。表3中的方案1、2、3如图11所示（部分断面注浆宽度为岩性分界线两侧各2 m，全断面注浆宽度为断层破碎带宽度，所有注浆加固厚度均为1.2 m，模拟所用参数见表2）。

表2 围岩物理力学性质指标Tab.2 Physical and mechanical properties of surrounding rock

表3 施工工况Tab.3 Construction conditions

图11 不同加固方案模型示意图Fig.11 Schematic diagram of different station reinforcement scheme models

4.3.1 围岩测点位移分析

为便于研究车站在不同工况下的围岩变形特性及应力演化规律，分别在车站拱顶、左右拱肩及直墙段布设5个数值模拟监测点，如图12所示。

图12 车站断面监测点Fig.12 Station section monitoring points

车站施工模拟完成后，绘制4种施工工况下沿车站纵向的拱顶沉降曲线，如图13（a）所示。由图13（a）可知：在0～23 m范围内，工况1、2、3的拱顶竖向位移变化缓慢且基本一致，施工穿越断层期间变形速率明显增大。相比之下，由于工况4标准段未设置超前注浆，其竖向位移变形速率在y方向18 m左右开始增大，但最大沉降值仍在控制值以内。对比分析工况2和3，可以看出，工况2对应的拱顶沉降值最大，相比工程3，增大了近60%，这说明穿越断层时，在拱①部设临时支撑非常有必要。此外，就变化曲线来看，工况1在施工中存在一定的风险，故工况1和2在现场施工中不宜采用。

图13 4种工况下车站部分监测点位移曲线Fig.13 Displacement curves of station monitoring points under four working conditions

由第4.1节可知，车站左拱肩变形较之于右拱肩小，绘制不同施工工况下右拱肩的竖向位移曲线如图13（b）所示。由图13（b）可知：在施工穿越断层之前，4种工况的竖向位移演化基本一致；随着开挖进行，进入断层后，4种工况大致以相同速率增大，但工况2由于未在拱①部设临时支撑，其沉降较工况1增大了近30%；考虑施工地下水及围岩扰动等不确定因素，结合拱顶竖向位移分析，实际施工中建议采用工况3和4的施工方案。

4.3.2 断层对车站施工的影响分析

由于断层破碎带倾斜发育，为研究全断面注浆的合理宽度，沿车站轴向选取a-a、b-b、c-c、d-d、e-e这5个开挖断面进行分析，5个断面距离原点O的距离分别为8、6、4、2、0 m，如图14所示。

图14 监测断面示意图Fig.14 Schematic diagram of monitoring section

定义图14中BO为断层影响范围，其具体表达式为：

式中，H为车站中轴线至地表的距离，α为断层破碎带与水平面夹角。

规定沿车站掘进方向为纵向，垂直于开挖方向为竖向，图15和16分别为车站掘进过程中掌子面距y轴不同距离时拱顶竖向位移和纵向位移变化规律。由图15可知，随着掌子面与断层距离的变化，拱顶竖向位移大致分为3个阶段：第1阶段变形平稳，缓慢发展；第2阶段变形速率明显增大，其范围大致与断层带厚度一致；第3阶段变形速率降低，稳定发展。距离断层4 m时，拱顶竖向位移变形程度明显变大，此时应严格监控围岩变形。由图16可知，随着靠近断层带，拱顶纵向位移值不断增大，主要是因为掌子面前方围岩强度逐渐降低，导致未开挖岩层向临空侧变形越来越大。距离断层带6 m时，车站拱顶纵向位移出现较大幅度变化，说明拱顶纵向位移相较于垂直位移能更早判断开挖面前方地质情况。

图15 车站掘进过程中拱顶竖向位移Fig.15 Vertical displacement of vault during station excavation

图16 车站掘进过程中拱顶纵向位移Fig.16 Longitudinal displacement of vault during station excavation

4.3.3 全断面注浆宽度影响分析

由第4.3.2节分析可知，在车站掘进至离断层一定距离时，围岩变形即出现较大幅度变化；而实际施工中无论是工况3还是工况4，其全断面注浆宽度均为D，这对于断层倾角较大的围岩地层适用，但当断层倾角逐渐变小，车站穿越断层带时，围岩变形开始出现大幅变化的位置会不同。

为研究围岩倾角与断层带全断面注浆宽度的关系，以图14中的 α为自变量，建立45°、55°、65°、75°和85°共5种模型，得到不同倾角下距断层不同距离时的拱顶最大沉降值，如图17所示。

图17 不同倾角下监测断面拱顶最大沉降值Fig.17 Monitoring section vault maximum settlement values under different inclination angles

由图17可知，随着断层倾角的增大，拱顶沉降值越来越小，这说明倾角越小，断层破碎带的影响范围就越大，导致车站在穿越过程中出现超前变形。因此，可以将穿越断层过程中的拱顶沉降值分成Ⅰ、Ⅱ、Ⅲ3个阶段，很明显可以看出：1）在第Ⅲ阶段，也就是距离断层破碎带最近的一个阶段，其拱顶沉降速率随倾角 α的增大而增大。2）第Ⅰ阶段由于距离断层较远，拱顶沉降速率随倾角α的增大而减小。3）对于第Ⅱ阶段，大致以60°～70°为界限，倾角越大，拱顶沉降变化速率越慢；反之，变化速率加快。

根据以上规律分析，由于车站破碎带倾角大致为75°，因此，全断面注浆宽度可大致取为D+BO/3。倾角越小，越应注意加大全断面注浆宽度，因为在第Ⅱ阶段即出现了较大速率的变形；当倾角小于65°时，其断层带处全断面注浆的宽度应≥D+BO/3，且角度越小，宽度应越大。

5 工程应用

车站围岩的变形监测数据能够全面反映施工方案合理与否。施工现场每隔25 m设一个监测断面，主体正洞具体断面编号布置如图18所示，断层带在监测断面HS-9。

图18 车站主体正洞监测断面布置Fig.18 Layout of the main main cave monitoring section of the station

5.1 监测点布置

考虑到拱盖法是分步开挖施工，拱部开挖后，围岩应力释放不均匀，故应加强对拱顶，以及左、右拱脚的监测，监测仪器布置及现场安装分别如图19和20所示。

图19 监测仪器布置示意图Fig.19 Schematic diagram of monitoring instruments layout

图20 现场监测仪器安装Fig.20 On-site monitoring instrument installation

5.2 结果分析

通过3种仪器的监测，可以得到相应数据，限于篇幅，以断面HS-3的数据为例进行分析，如图21所示，其他断面类似。

图21 HS-3断面监测内容历时曲线Fig.21 Duration curves of HS-3 section monitoring content

由图21可知：1）格栅钢架钢筋应力大都在10 d内达到峰值，随后缓慢降低，并在20～25 d趋于平缓；2）混凝土应变整体上呈上升—趋稳的变化规律，并在稳定后受施工爆破振动影响较小；3）锚杆预应力设计值为100 kN，可见张拉后锚杆轴力略有降低，随着围岩应力的逐步释放，呈现出缓慢增加并逐渐趋稳的特征。

对主体正洞8个监测断面的拱顶沉降进行统计，得到的车站拱顶累计沉降历时曲线，如图22所示。由图22可以看出：1）各监测断面拱顶变形趋势基本相似，在第Ⅰ阶段（0～20 d），监测断面拱顶沉降值变化较大，特别是HS-9断面，由于处于断层破碎带，仅一周的时间，其沉降量即达到3 mm；2）在第Ⅱ阶段（20～60 d），各断面拱顶沉降量基本趋于平稳，在一定范围内上下波动；3）在第Ⅲ阶段，各断面拱顶沉降有稍许增大，主要是由于拱部左、右导洞的开挖导致围岩应力进一步释放。