陳啟輝，劉顏磊，韓健勇，張志偉，鄭凱

(1.山東建筑大學 土木工程學院，山東 濟南 250101；2.中鐵十四局集團隧道工程有限公司，山東 濟南 250003)

0 引言

隨著國內地下工程的大規(guī)模建設及其功能要求的不斷提高，在既有結構基礎上的拓建工程明顯增多，尤其對于既有地鐵換乘車站，拓建增層技術在經(jīng)濟和社會效益方面均具有顯著優(yōu)勢。但是，由于上蓋增層基坑圍護樁直接落在既有結構上方，同時基坑內土體開挖卸載會引起既有地鐵結構隆起，施工過程中會對既有結構周圍地層產(chǎn)生連續(xù)、多次的擾動，基坑在既有結構上施工勢必對其自身的穩(wěn)定性產(chǎn)生影響，在設計、施工上較緊鄰建筑物工程難度更大，目前相關理論尚不成熟，無法滿足工程應用的需要。

20世紀中葉以來，學者開展了深基坑穩(wěn)定性的研究，BJERRUM等[1]針對黏土地基提出預估基坑破壞的新理論。隨著我國高層建筑的不斷增多，基坑支護工程逐漸得到高度重視[2]。進入21世紀，LONG[3]分析了近300個基坑工程的穩(wěn)定性，揭示了開挖深度與墻體位移、土體變形之間的關系。鄭剛等[4]對比了三維快速拉格朗日分析法(Fast Lagrangian Analysis of Continue 3D，F(xiàn)LAC 3D)模擬與極限平衡法計算結果，研究基坑破壞模式和圍護樁對基坑穩(wěn)定的影響。上述研究多針對天然場地中的基坑展開分析，而隨著深基坑工程越來越多地出現(xiàn)在城市復雜環(huán)境中，常出現(xiàn)基坑近鄰既有結構，基坑的變形受力機理更加復雜，相關研究也相對較少。沈國政等[5]通過明德林(Mindlin)基本解計算隧道軸線應力，基于帕斯捷爾納克(Pasternak)地基模型改變地基剪切層模量G，并根據(jù)艾爾米特(Hermite)插值推導差分格式求解平衡微分方程，研究了基坑開挖對隧道的影響關系。魏綱等[6]針對開挖基坑近鄰盾構隧道的圍壓變化機制，推導隧道附加圍壓計算公式，并采用修正慣用法研究基坑開挖對近鄰隧道的圍壓和內力影響。李志偉[7]結合實際工程和有限元模擬，深入分析了臨近淺基礎建筑物引起基坑的不良影響，并驗證了實測結果，提出堆載情況下基坑的合理開挖步序。目前，對于基坑開挖與近鄰結構的影響規(guī)律已有一定的有益結論。隨著拓建增層基坑工程的增多，同一基坑同時存在無嵌固樁與嵌固樁兩種形式，無嵌固樁直接落于既有結構上方，而嵌固樁近鄰既有結構側壁，傳統(tǒng)支護理論難以適用，相關研究較少。因此，既有暗挖車站上蓋增層基坑圍護結構力學響應分析尤為必要。

基于此，文章依托北京地鐵6號線蘋果園車站拓建工程項目，根據(jù)現(xiàn)場監(jiān)測數(shù)據(jù)，結合三維有限元模擬，對既有暗挖車站上方進行基坑施工引起的力學響應展開研究，分析各工況下嵌固樁和無嵌固樁的受力變形規(guī)律，以期為類似拓建工程中的圍護樁變形控制提供理論依據(jù)。

1 工程背景

1.1 工程概況

北京地鐵6號線西延工程位于既有6號線的延伸段，總長度約為10.6 km，沿途共設6個車站，建成后將貫穿京城東西，對完善首都交通路網(wǎng)、帶動周邊經(jīng)濟具有重要意義。蘋果園站為本線6個車站之一，分別與M1線蘋果園站和S1線蘋果園站換乘，位于蘋果園南路與阜石路交匯口東側，周圍建筑物眾多，環(huán)境復雜。新建地鐵6號線與既有地鐵1號線蘋果園站之間呈70°夾角，蘋果園站平面位置如圖1所示。車站主體結構采用暗挖洞樁法(Pile Beam Arch，PBA)與明挖法相結合的施工方法，其中地下二、三層采用暗挖PBA工法施工，地下一層在下兩層結構完成后采用明挖法施工，實現(xiàn)上蓋增層拓建。增層段基坑分別位于地鐵1號線東西兩側，兩個基坑平面尺寸相同，其長為39.8 m、寬為27.9 m、基坑深約為12.2 m。

圖1 蘋果園站平面位置圖

1.2 支護方案設計

基坑圍護結構采用圍護樁＋內支撐體系，東西兩側圍護樁為無嵌固樁，南北兩側為嵌固樁。圍護樁的水平位移測點主要包括A1、A2和B1(A代表無嵌固樁、B代表嵌固樁)，如圖2所示。圍護樁為直徑1 000 mm的人工挖孔樁，其樁間距為1 600 mm、樁長為9.3～15.2 m。基坑東、西兩側圍護樁直接落于車站頂拱，為吊腳樁形式。車站范圍內卵石主要包括卵石②、卵石⑤、卵石⑦和卵石○1 4類，如圖3所示。為了保證無嵌固樁樁體穩(wěn)定性，將樁底主筋與導洞主筋焊接在一起，基坑四周留有反壓土，并在圍護樁施作結束后，對無嵌固樁背后3.0 m、坑底至地表以下3.7 m內進行深孔注漿加固。設置3道內支撐體系，第1道角部為混凝土支撐、中部為鋼支撐，第2、3道角部和中部均為鋼支撐，鋼支撐施加預應力，主體圍護樁頂設1 000 mm×1 000 mm(高)冠梁。第1道支撐角部采用600 mm×1 000 mm混凝土支撐，中間采用Φ800、壁厚為16 mm鋼管，第2、3道鋼支撐均采用Φ800、壁厚為16 mm鋼管，鋼圍檁(鋼腰梁)采用2根工45b組合型鋼組成。

圖2 基坑支護結構平面圖/mm

圖3 基坑支護結構剖面圖/mm

1.3 場區(qū)地質情況

車站地層由上至下按沉積年代分為:①人工堆積層(Qml)；②新近沉積層(Q2＋3al＋pl4)；③第四紀晚更新世沖洪積層(Qal＋pl3)和④三疊紀基巖。車站范圍內存在部分潛水，地下水在車站底板以下約10.4 m處，可不考慮地下水影響。

2 增層基坑施工的圍護樁變形研究

基坑開挖后，3根樁的水平位移曲線如圖4～6所示。其中，L1～L3為內支撐施作位置，He為基坑開挖深度。

圖4 A1號樁體水平位移曲線圖

圖5 A2號樁體水平位移曲線圖

2.1 無嵌固圍護樁變形研究

A1和A2號無嵌固樁在不同施工階段的樁體水平位移監(jiān)測曲線如圖4和5所示，兩者樁底水平位移接近于0，樁頂水平位移隨基坑開挖變化不大，樁體最大位移量分別位于距地表3.5和8.0 m處，其值分別約為基坑深度的0.016%和0.020%，整體變形較小?；訓|西兩側邊長僅為27.9 m，坑角效應明顯，同時，人工挖孔樁＋內支撐＋樁后深孔注漿多重措施抗變形能力強，致使無嵌固樁整體變形偏小。此外，A1和A2號樁變形形狀存在較大差異，其中A1號樁呈典型的“魚腹型”，即樁體兩端位移較小，中部向外凸出，基坑開挖8.7 m至拆除第3道支撐期間，樁體位移曲線顯著增大；A2號樁呈倒L型，基坑開挖8.7～12.2 m期間的樁體位移曲線變化不明顯，在拆除第3道支撐后位移曲線出現(xiàn)明顯外凸。A1號樁和A2號樁第1道角撐為混凝土支撐，支撐剛度與長度成反比，A1號樁所受內支撐支護效果優(yōu)于A2號樁；第2道角撐為預應力鋼支撐，支撐效果主要受軸力控制，A1號樁和A2號樁所受角撐支護效果相近；第3道角撐也為預應力鋼支撐，A1號樁和A2號樁所受角撐支護效果相近，但在A1號樁所在位置留有反壓土，可以有效限制樁體下部位移，導致A1號樁體最大水平位移位置上移，因此A1號樁與A2號樁變形趨勢不同。

2.2 嵌固圍護樁變形研究

B1號嵌固樁在不同施工階段的樁體水平位移監(jiān)測曲線如圖6所示，其樁體水平位移量明顯大于無嵌固樁，整體水平位移呈“魚腹型”變形形態(tài)，樁體兩端位移接近于0，最大位移位于樁體中部，其值為4.5 mm，約為基坑深度的0.037%。拆除第3道支撐后位移大小發(fā)生明顯變大，說明人工挖孔樁＋內支撐的高剛度支護形式的抗變形能力較強[8]，此外嵌固樁樁底與既有結構導洞外壁凈距僅為0.2 m，對樁體水平位移限制效果顯著。由于基坑整體尺寸偏小，最大處距坑角僅為19.9 m，3根樁均受到了坑角效應的影響[9]，內支撐和冠梁在限制樁體位移的同時，也增大了坑角效應的影響范圍。

圖6 B1號樁體水平位移曲線圖

3 上蓋增層基坑數(shù)值模型建立

3.1 模型建立與參數(shù)選取

北京地鐵6號線西延工程蘋果園站兩層標準段采用PBA洞樁法施作，在此基礎上進行地下一層結構的拓建施工，并對場區(qū)內土層、附屬結構等進行簡化處理，建立上蓋增層基坑三維有限元數(shù)值模型。模型建立時，考慮模型精度和計算規(guī)模，在水平方向一般取3～5倍的基坑開挖深度，豎直方向取1～2倍的基坑開挖深度。

工程中兩個基坑在東西方向上尺寸相同，故僅選取其中一個進行分析，根據(jù)現(xiàn)場水文地質條件，并結合既有結構埋置深度，模型在水平方向取4倍的基坑開挖深度，豎直方向取2倍的基坑開挖深度，計算模型尺寸定為119 m×105 m×55 m。由于地下水位于車站底板以下約10.4 m，故有限元模型邊界條件不考慮滲流邊界，僅考慮應力、位移邊界。模型上表面為自由面，側面約束法向位移，下表面約束水平和豎直方向的位移，基坑圍護樁后2～10 m范圍內施加20 kPa的施工荷載。

工程場地內土層自上而下依次為粉質黏土、卵石、砂巖，其中粉質黏土主要在地表附近，約占8%，卵石為車站主體范圍內的主要分布類型，約占92%，卵石層下方為砂巖。由于工程涉及大體積卸載問題，故對變形參數(shù)較為敏感。對于砂土和巖石的數(shù)值模擬而言，較為常用的是摩爾－庫倫(Mohr-Coulomb，MC)模型和硬化土(Hardening Soil，HS)模型，MC模型屬于理想線彈塑性模型，對巖土行為描述的是一種“1階”近似[10]，比較適用于土工問題的初步分析。HS模型是一種比較高級的土體模型，利用3個參數(shù)φ、c和ψ表示其極限狀態(tài)，并用E50、Eur和Eoed3個不同輸入剛度描述土體剛度，可反映土體卸載過程中的非線性力學特征[10]。根據(jù)已有研究的經(jīng)驗值[11]，粉質黏土和卵石采用HS模型，巖石采用MC模型(參數(shù)見表1)，并確定卵石取，粉質黏土取并根據(jù)位移反分析確定。除土體外，模型的其他材料均采用彈性本構模型，其主要物理力學參數(shù)見表2。

表1 土體參數(shù)表

表2 模型主要材料物理力學參數(shù)表

模型中材料眾多，根據(jù)各部分實際受力特征，采用不同單元形式模擬。其中，各層土體和車站主體結構均采用實體單元模擬；車站初支結構采用板單元模擬；冠梁、混凝土支撐、圍護樁和鋼管柱采用梁單元模擬，根據(jù)設計要求，冠梁和混凝土支撐為矩形截面，尺寸分別為1.0 m×1.0 m和0.6 m×1.0 m，圍護樁和鋼管柱為圓形截面，其直徑分別為1.0和0.9 m；鋼管支撐受力特征主要表現(xiàn)為受壓，故用桁架單元模擬，定義直徑為800 mm、壁厚為16 mm的圓管。

在模型建立過程中，通過添加施工階段單元屬性的邊界條件來實現(xiàn)開挖過程中土層到注漿層的轉化，基坑圍護結構模型如圖7和8所示。

圖7 上蓋增層有限元模型圖/m

圖8 基坑圍護結構模型圖

現(xiàn)場施工工序主要包括洞樁法開挖和上蓋增層基坑開挖。(1)進行初始地應力平衡，將地層前期固結沉降值和建筑物的沉降值歸零，建立地層應力；(2)進行車站主體結構的施工；(3)在此基礎上，再次進行位移清零，并開挖上蓋增層基坑，主要包括深孔注漿加固、圍護樁安裝、土體開挖和內支撐施作等。

3.2 數(shù)值模型驗證

為驗證模型的準確性并標定模型參數(shù)，對圍護樁進行水平位移曲線形狀對比，基坑開挖至基底后(He＝12.2 m)的變形狀態(tài)如圖9所示，無嵌固樁A2實測數(shù)據(jù)與模擬數(shù)據(jù)的對比。其中水平位移計算值與實測值最大分別為1.70、1.79 mm，均位于距地表深度約為4.0 m，相差僅為5.03%，實測數(shù)據(jù)與模擬結果曲線變化趨勢基本相同，說明該模型計算結果準確性滿足要求。

圖9 圍護樁樁體水平位移對比曲線圖

4 上蓋增層基坑施工力學響應數(shù)值模擬分析

針對不同基坑開挖深度He引起的樁體內力變形規(guī)律，選取具有代表性的A2、A3和B1號樁，整理基坑開挖4.0、8.7、12.2 m和拆除第3道鋼支撐4個工況下的內力變形數(shù)據(jù)。

4.1 水平變形分析

A3號無嵌固樁在不同施工階段的樁體水平位移模擬曲線如圖10所示。當He＝4.0 m時，樁體水平位移曲線大致呈三角形，最大位移位于樁頂，其值約為0.70 mm，可知作用于無嵌固樁的第1道斜撐對樁體位移起到了一定的限制作用，此外，當基坑開挖深度較淺時，樁后被動區(qū)土壓力對樁體位移起主要的限制作用，故樁體水平位移形狀呈倒三角形；當He＝8.7 m時，由于第2道鋼支撐施加了預壓力，支撐位置樁體位移有了明顯減小，最大位移位于樁頂，其值約為0.85 mm；當He＝12.2 m時，樁體水平位移與He＝8.7 m處變化形狀相似，樁體負位移最大處增長約為0.16 mm，正位移最大處減小約為0.28 mm，說明施作第3道鋼支撐改善了樁體位移形狀；基坑施作完畢，在進行負一層車站主體結構施工時，需要拆除第3道鋼支撐，此時樁體在鋼支撐拆除位置水平位移明顯增大，增加值約為0.50 mm，此時基坑風險較大，需盡快施工。對比4組施工工況，在樁體－8.7 m處，第3道鋼支撐支護后樁體的水平位移量最小，說明鋼支撐在限制位移量上具有重要作用。

圖10 A3號樁樁體水平位移模擬曲線圖

A2號無嵌固樁在不同施工階段的樁體水平位移模擬曲線如圖11所示。當He＝4.0 m時，A2和A3號樁變形形狀相似，最大位移均位于樁頂，其值約為0.70 mm；當He＝8.7 m時，A2號樁水平位移明顯大于A3號樁，最大位移位于樁體－5.5 m，其值約為1.00 mm，且位移曲線呈倒L型，顯然第二道支撐的約束作用效果差于A3號樁。當He＝12.2 m時，由于施作第3道鋼支撐，A2號樁整體位移量變小，最大位移約位于樁體－6.0 m處，其值約為0.80 mm，位移曲線形狀呈L型，樁體折點略有下移。隨著基坑開挖深度的增加，坑內土體移除，樁后土體應力得到釋放，導致樁體向基坑內側位移，而第3道預應力鋼支撐的施作可以平衡部分樁后土壓力，使樁體水平位移整體減小。當拆除第3道鋼支撐后，水平位移曲線形狀變化和A3號樁類似，在支撐拆除位置水平位移明顯增大，最大位移位于樁體－7.2 m，其值約為1.30 mm?？梢钥闯?，A2與A3號樁位移曲線明顯不同，其整體呈倒L型，隨著開挖深度增大，折點位置不斷下降，在內支撐作用位置，樁體沒有明顯內凹，內支撐對樁體的限制效果不如A3號樁明顯。A2和A3號樁變形形狀不同的主要原因在于不同樁體受內支撐約束程度不同，A3號樁受到兩道斜撐的影響，約束效果產(chǎn)生疊加，優(yōu)于A2號樁。

圖11 A2號樁樁體水平位移模擬曲線圖

基坑B1號嵌固樁不同施工階段的樁體水平位移模擬曲線如圖12所示。B1號樁與無嵌固樁相比，水平位移形狀和大小均有較大差異。和實測結果相同，樁整體位移形狀呈“魚腹型”。樁頂施作鋼支撐，樁底與小導洞外壁較近，樁體的上、下兩端均受到較大約束作用，導致僅樁體中部向外凸出。當He＝4.0 m時，樁體的最大水平位移位于基底附近。隨著開挖，樁體最大水平位移位置不斷下移，但滯后于開挖深度，當開挖至基底后，樁體最大水平位移位于樁體約－7.0 m處，對拆除第3道支撐后，樁體最大水平位移位置進一步下移；位于樁體－9.0 m處，其值約為3.42 mm，是無嵌固樁最大位移幅度的2.63倍。

圖12 B1號樁樁體水平位移模擬曲線圖

從上述分析可以看出，嵌固樁與無嵌固樁的水平位移遠小于國家規(guī)范極限值(30 mm)[12]，位移得到了有效控制。圍護樁樁體最大位移量均出現(xiàn)在第3道支撐拆除后，說明基坑開挖過程中，鋼支撐在限制樁體變形方面至關重要。在鋼支撐拆除后對基坑圍護樁穩(wěn)定性影響較大，基坑風險增加[13]，需采取有效措施控制變形。無嵌固樁樁體水平位移量明顯小于嵌固樁，原因在于:(1)深孔注漿使樁后原本松散的土體顆粒膠結成一個高強度的結合體[14]，提高了土體的力學參數(shù)，進而減少了樁后土體向基坑內部運動的趨勢；(2)樁底與既有結構剛接，約束樁底變形，對限制樁體位移貢獻巨大。此外，由于嵌固樁側臨空面大于無嵌固樁側，坑角約束有限[15－16]，導致基坑中部嵌固樁樁體位移較大。

4.2 圍護樁受力分析

基坑圍護樁主要受樁后側向土壓力作用，圍護樁的側向承載能力直接影響基坑的穩(wěn)定性。A3號無嵌固樁在不同施工階段的樁體彎矩模擬曲線如圖13所示。當He＝4.0 m時，樁頂3.0 m范圍內分布負彎矩，最大彎矩值位于樁頂，其值約為－231.7 kN·m。第一層混凝土斜撐自重較大，斜撐與冠梁整體澆筑在一起，受力形式等同于兩端固結的梁，斜撐端部的彎矩傳遞到圍護樁上，引起圍護樁產(chǎn)生負彎矩。隨著基坑繼續(xù)開挖，逐漸出現(xiàn)正彎矩。當He＝8.7 m時，樁體的－8.7 m處正彎矩最大，其值約為156.9 kN·m。當He＝12.2 m時，彎矩曲線變化不大，僅在第3道支撐位置出現(xiàn)內凹，說明內支撐類似于支點，可以改善樁體的內力分配。拆除第3道鋼支撐后，圍護樁內力發(fā)生重分布，基底與第2道支撐處出現(xiàn)較大負彎矩，其值分別約為－335.3和－350.8 kN·m，樁體的－9.0 m位置處出現(xiàn)最大正彎矩，其值約為230.5 kN·m，此時第2道支撐處至樁底部的樁體與兩端固支的梁受力形式類似，說明第2道鋼支撐與樁體間存在剛性約束，可以改善中部樁體的受力形狀。

圖13 A3號樁樁體彎矩模擬曲線圖

A2號無嵌固樁在不同施工階段的樁體彎矩模擬曲線如圖14所示。A2號樁在4.0、8.7和12.2 m工況情況下，樁體－6.0 m至地表范圍內彎矩波動不明顯，最大彎矩約為－89.7 kN·m，相比于A3號樁，3個工況下A2號樁體負彎矩明顯更小，因此開挖過程中樁體水平位移曲線變化不明顯(如圖11所示)。在樁體－6.0 m下方逐漸出現(xiàn)較大的正彎矩，其最大值約為135.0 kN·m，位于樁體約－7.8 m處，與樁體水平位移曲線折點出現(xiàn)位置相同。A2號樁在拆除第3道鋼支撐后，樁體彎矩曲線形狀與A3號樁大致相同，彎矩大小也相近，說明拆除第3道鋼支撐后，樁體的內力重分布對樁體產(chǎn)生較大不良影響。根據(jù)已有的研究結果[17]，隨著內支撐剛度增加，樁體的水平位移減小、正彎矩減少、負彎矩增加，A3號樁體受兩道斜撐的疊加影響，A3號樁支撐剛度大于A2號樁，與已有的研究結果結論相同。

圖14 A2號樁樁體彎矩模擬曲線圖

B1號嵌固樁在不同施工階段的樁體彎矩模擬曲線如圖15所示。當He＝4.0、8.7 m時，最大彎矩均出現(xiàn)在開挖位置附近，并且樁體上方?jīng)]有負彎矩；當He＝12.2 m時，樁體最大正彎矩僅為201.5 kN·m、最大負彎矩僅為－102.3 kN·m，且正負彎矩分布均衡，3道支撐對樁體彎矩改善效果顯著；當拆除第3道鋼支撐后，嵌固樁正負彎矩均有顯著增大，其值分別為399.8和－310.5 kN·m，增大幅度分別為98.4%和203.5%，說明拆除第3道鋼支撐后，樁體的內力重分布對樁體產(chǎn)生較大不良影響。

圖15 B1號樁樁體彎矩模擬曲線圖

5 結論

依托北京蘋果園地鐵站上蓋增層基坑項目，結合現(xiàn)場實測數(shù)據(jù)和三維有限元模型分析，考慮基坑動態(tài)開挖過程，分析了圍護樁的受力和變形特征，得出主要如下結論:

(1)圍護樁最大水平位移量約為0.037%He，變形控制效果顯著。豎向增層基坑無嵌固樁樁底與既有結構連接對樁體變形具有顯著約束作用；嵌固樁受到導洞結構約束明顯。

(2)對于圍護樁與內支撐相結合的支護體系，不同位置樁體變形和受力具有顯著差異，基坑圍護結構空間效應顯著，同時內支撐剛度對樁體受力模式有較大影響。

(3)無嵌固樁的水平位移遠小于嵌固樁的水平位移，說明樁后深孔注漿使松散的土體顆粒膠結呈結合體，減少了樁后土體向基坑內部的運動趨勢，同時樁底與既有結構固結限制了樁底水平位移，兩者共同作用改善了樁體的位移曲線。

(4)各圍護樁的水平位移和彎矩大小均在第3道支撐拆除后達到最大，說明此時基坑風險較高，需采取有效措施。