楊繼勇

(中鐵十八局集團第一工程有限公司 河北保定 072750)

1 引言

隨著我國城市軌道交通建設的快速發(fā)展和線網的逐步完善，密集的地下交通線網使得多條線路在同一地鐵站交匯換乘的工程案例逐漸增多，換乘車站在優(yōu)化地下交通網絡及提高出行效率的同時，建設期間也面臨著要保證既有車站安全運營和新建車站施工安全的雙重考驗，對新建車站的設計和施工均提出了較高要求。換乘車站施工涉及鄰近基坑開挖和結構回筑，針對該類工況進行的研究有:劉美麟等[1]基于現場實測數據，研究了十字換乘車站深基坑開挖時圍護結構、墻后地表和既有車站的變形規(guī)律；馮國健[2]從地鐵保護的角度詳細介紹了采取分期分區(qū)施工、土層加固、設置抗拔樁、隧道正上方抽條開挖、堆載反壓等有效控制地鐵結構變形的施工方案；王立新等[3]采用數值模擬，研究了濕陷性黃土地區(qū)新建基坑引起既有地鐵結構的位移變化規(guī)律和控制標準；王志杰等[4]結合板殼理論、數值模擬和現場實測，探究了綜合交叉換乘車站群大型基坑單側開挖對既有車站變形響應影響特征；王其升[5]結合有限元和監(jiān)測結果對比分析了換乘車站改造過程中結構破除、開挖支護等施工方案的可行性。

本文依托鄭州地鐵4號線國基路站在富水砂層十字換乘既有2號線沙門站工程，從變形預測、控制標準制定、施工監(jiān)測控制等方面入手，研究換乘車站施工時開挖工況合理設置、抗浮技術措施和既有車站變形規(guī)律，以期為后續(xù)類似工程提供參考。

2 工程概況

2.1 新建4號線國基路站和既有2號線沙門站概況

新建國基路站位于鄭州市花園北路與國基路交叉口東側，沿國基路東西向布置，與既有沙門站十字型換乘，地下三層三跨框架結構，東側標準段基坑深約23.4 m，西側端頭井段基坑深約25.22 m，基坑采用1 m厚地下連續(xù)墻聯合內支撐支護。沙門站為地下兩層(換乘區(qū)域三層)三跨框架結構，軌行區(qū)位于地下二層。換乘區(qū)域剖面見圖1。

圖1 換乘節(jié)點剖面圖

2.2 工程水文地質條件及基坑支護方案

根據地勘報告，新建國基路站場地地面下53 m深度地層以黏質粉土、粉細砂和粉質黏土為主。場地內潛水主要賦存于②33、②34黏質粉土層等弱透水土層中，前期勘察報告顯示地下水穩(wěn)定水位為10.0～11.7 m，變幅2.0～3.0 m。微承壓水主要賦存于②41粉砂、②51細砂含水土層中。

國基路站標準段地連墻長38.92 m，插入坑底15.5 m；端頭井段長39.72 m，插入坑底14.5 m。標準段共設置五道內支撐，規(guī)格見圖2。端頭井段設置五道內支撐和一道換撐，內支撐類型同標準段，換撐采用φ609，t＝16 mm的鋼管支撐。施工期間采用坑內管井降水，確保降至坑底以下不小于1.0 m。

圖2 標準段基坑支護結構剖面圖

3 工程重、難點及現狀情況

3.1 工程重難點

(1)換乘車站施工期間，既有運營車站對變形控制要求較高，需加強監(jiān)測和做好變形控制措施。

(2)周圍管線密布，需做好施工前改遷和施工過程中變形控制。既有沙門站東側一條污水管線改遷困難，導致東西兩側基坑無法對稱開挖。

(3)富水砂層換乘車站施工，新舊車站及圍護結構接縫如處置不當，極易發(fā)生涌水、涌砂風險。

3.2 既有沙門站現狀調查

既有沙門站已于2016年8月載客試運營，施工前先對既有沙門站可能受施工影響段進行全面檢測評估。由于該區(qū)域存在松散的新生界地層，且車站所在范圍處在地下水強烈開采地段，由沙門站工后沉降數據可知主體結構沉降仍在累積。

3.3 既有沙門站抗浮穩(wěn)定性驗算

既有沙門站換乘區(qū)域上部覆土厚3 m，中柱縱向間距為9 m。新建基坑開挖時既有車站換乘區(qū)域圍護結構(壓頂梁、排樁等)隨挖隨拆。在不考慮該區(qū)域既有圍護結構自重情況下，每延米沙門站主體結構自重和上覆土重共計約4 579 kN?；娱_挖前期西端頭井附近坑外水位監(jiān)測井DSW-1和DSW-6的初始水位高程為72.0 m，計算每延米結構受到水浮力為1 873 kN。此時抗浮安全系數K＝T/F＝4 579/1 873＝2.4＞1.05，滿足抗浮要求，說明在現狀工程水文地質條件下，即使拆除既有車站圍護結構，既有車站抗浮性能仍安全可靠。

4 變形預測分析

數值分析既能模擬復雜土層的力學特性和基坑開挖過程，也能定量求取土體和周邊環(huán)境的變形，廣泛應用于評估基坑開挖對周邊環(huán)境的影響[6]。

4.1 數值計算模型

根據設計方案和工籌調整后的施工方案，建立三維有限元模型對結構變形進行預測分析。模型整體尺寸160 m×180 m×60 m(X×Y×Z)，見圖3。結合工程地質勘察報告將現場土層簡化為三層，自上而下分別取黏質粉土、細砂和粉質黏土，壓縮模量分別為10 MPa、25 MPa和19 MPa。選擇修正Mohr-Coulomb模型進行分析，土體加載切線模量和割線剛度模量均取1倍壓縮模量，卸荷彈性模量取2.5倍壓縮模量。

圖3 數值計算模型

除巖土體外，其他結構體均采用彈性本構模型。建模時基于抗彎剛度相等的原則，將既有2號線車站基坑排樁等效為具有一定厚度的墻體[7]，同新建國基路站地下連續(xù)墻一起采用2D板單元模擬，內支撐、冠梁、腰梁、中間立柱及立柱樁均采用1D梁單元模擬，既有車站和新建車站主體結構均采用實體單元模擬。模型四周限制法向位移，底部限制X、Y、Z三個方向的位移，立柱和立柱樁限制旋轉自由度Rz。在模型中按地下水位高程72 m設置初始水頭邊界，同時在坑底以下1 m設置零孔壓邊界以模擬開挖前的降水過程。

4.2 工況及參數設置

為確保工籌方案調整后施工組織和監(jiān)測控制指標制定的合理性，同時實現動態(tài)調整、優(yōu)化施工過程的目的，建立三組數值模型進行預測分析和變形控制研究，其中模型二進行換乘節(jié)點負三層堆載反壓，模型三進行新建基坑坑底土體加固，模型一既不進行堆載反壓，也不進行坑底土體加固。

模型一:按表1對各關鍵施工工況進行模擬。

表1 關鍵施工工況設置

模型二:由于換乘區(qū)域基坑開挖和既有結構的復雜性，堆載反壓荷載往往需要結合監(jiān)測數據動態(tài)調整，預測分析階段暫取4 000 kN，在工況1按均布荷載施加在負三層底板頂部。

模型三:常用的坑內土體加固措施有注漿、水泥攪拌樁和高壓旋噴樁，高壓旋噴樁處理深基坑更有優(yōu)勢。將水泥土考慮成線彈性材料，重度取20 kN/m3，泊松比取0.2。黃紹銘等[8]提出水泥土的割線模量Eref50與無側限抗壓強度qu呈線性關系，比例系數為126。另外結合鄭州地區(qū)高含水率、粉土地層qu與水泥摻量的關系[9]，并考慮水泥土壓縮模量可近似取割線模量的一半及彈性模量是壓縮模量3倍的經驗關系，同時兼顧旋噴質量，qu保守取2 MPa時水泥土彈性模量為380 MPa。模擬時坑底旋噴樁加固(厚度取3 m)和地連墻施作在同一階段進行，開挖工況設置按表1執(zhí)行。

4.3 計算結果對比分析

既有沙門站變形縫距換乘點較遠，車站以整體變形為主，且三個模型上下行線橫向變形最大值均不超過2 mm，限于篇幅，下面僅對三模型中分別靠近端頭井側的下行線道床測點1、靠近標準段側的上行線道床測點2豎向變形進行對比分析，歷時曲線對比見圖4，由圖可知:

圖4 三個模型下行線、上行線測點豎向變形對比曲線

(1)對于下行線測點1，在工況5端頭井開挖見底時，模型一、二和三分別上浮6.9 mm、5.1 mm、3.5 mm；在結構回筑階段，模型一和二均在工況9標準段開挖見底時上浮達最大值10.9 mm和7.3 mm。由于坑底加固可有效控制坑底卸荷回彈，且受到端頭井結構回筑的有利作用，模型三在工況6完成后即達上浮穩(wěn)定值3.8 mm。因此相較模型一，采用堆載反壓可降幅33%，坑底旋噴樁加固可降幅65%。另外模型二下行線工況5上浮約占工況9最大上浮值的69.9%。

(2)對于上行線測點2，在工況5端頭井開挖見底時，模型一、二和三分別上浮5.7 mm、4.0 mm、2.5 mm，之后豎向變形進入快速增加階段；在工況9模型一、二和三上浮分別達最大值13.0 mm、9.2 mm和5.1 mm。故相較模型一，采用堆載反壓可降幅29.2%，坑底旋噴樁加固可降幅60.8%。另外模型二上行線工況5階段上浮約占工況9最大上浮的43.5%。

(3)綜上，坑底旋噴樁加固可有效減小坑底回彈，進一步減弱其對既有車站上浮的帶動作用，控制上浮效果最為顯著。負三層堆載反壓措施在一定程度上也能明顯減弱既有車站的上浮，但堆載量受施工空間、結構底板承載性能及坑底動態(tài)回彈量等綜合影響，較難定量控制，需結合施工動態(tài)調整。

5 變形控制標準

既有沙門站采用單趾彈條Ⅲ型扣件，其軌距調整量為+12 mm、-18 mm，高低調整量為+20 mm。結合國內外變形控制要求[10]，同時考慮既有車站工后沉降和鄭州地鐵類似工程經驗，在變形預測分析基礎上，從累計變化值和變化速率角度[11]對既有沙門站提出如下控制標準:車站結構和道床豎向變形控制值為±10 mm，車站結構和道床水平變形控制值為±10 mm，且變化速率控制值均為1 mm/d。

基于控制標準，在充分考慮施工安全性和經濟性的前提下，按模型二方案進行施工?？紤]地下結構施工工序復雜、不確定因素較多，其對周圍地層和鄰近建(構)筑物的影響是一個動態(tài)變化、不斷累積的過程，因此將既有沙門站變形控制標準分解到新建車站關鍵施工工序中，將更有利于風險把控?？紤]上浮占比及變形冗余度等因素，以道床隆沉進行變形控制的標準如下:(1)在關鍵工況5，下行線和上行線分別為+5.3 mm、+4.4 mm；(2)在關鍵工況9，下行線和上行線分別為+7.5 mm、+10 mm。由于現場施工的復雜性、監(jiān)測誤差等因素，將各關鍵施工工況的60%作為預警值，80%作為報警值。

6 現場施工及監(jiān)測

6.1 施工措施

(1)針對沙門站東側污水管線改遷困難問題，施工期間在花園路東50 m左右增設南北向止水隔斷(φ850@600三軸攪拌樁，深度由絕對標高81.50 m至59.00 m)，基坑調整為自東向西開挖。

(2)為控制新舊車站銜接位置滲漏水風險，施工中創(chuàng)新性地采用預注漿止水結構[12]，即對基坑內側進行周全注漿封堵。

(3)為控制既有車站上浮，既有沙門站負三層堆載采用分級疊放砂袋的方式進行反壓作業(yè)，每級堆碼0.5 m(約400 t)，共四級，時間間隔48 h。

6.2 監(jiān)測方案

為全面掌握換乘車站施工期間既有車站的變形情況，采用測量機器人三維坐標監(jiān)測、靜力水準豎向位移監(jiān)測和人工定期校核相結合的方式進行現場監(jiān)測。對既有沙門站軌行區(qū)上行線(左線)、下行線(右線)站臺板下側墻、道床及主體結構側墻各布置19個監(jiān)測斷面，監(jiān)測點布置和編號(DM06示意)見圖5。施工期間對基坑開挖過程同步監(jiān)測。

圖5 新建4號線基坑和既有2號線車站監(jiān)測點平面布置

7 數據分析

7.1 數值計算與現場監(jiān)測結果分析

考慮受施工影響較為明顯的區(qū)域主要集中在換乘點附近，下面選取測點右DM11-3(對應數值模型測點1)、左DM11-3(對應數值模型測點2)，就豎向和橫向變形與數值模擬結果進行對比分析，見圖6和圖7。由圖可知:

圖6 數值模擬與現場監(jiān)測豎向變形歷時對比

圖7 數值模擬與現場監(jiān)測橫向變形歷時對比

(1)2018年12月17日工況5施工完成時，右DM11-3測點實測上浮4.22 mm，左DM11-3測點實測上浮3.94 mm；2019年3月21日工況9施工完成時，右DM11-3測點實測上浮6.48 mm，左DM11-3測點實測上浮8.38 mm?？傻孟滦芯€、上行線的工況5上浮值分別約占工況9上浮的65.1%和47.0%，與變形預測階段模擬結果69.9%和43.5%相近。與數值模擬趨勢略有不同的是，下行線右DM11-3實測結果在工況10達到最大上浮6.96 mm；而上行線在工況10略有回落后，上浮又開始呈增加趨勢，但變幅較小，至頂板澆筑和上覆土回填完成上浮達最大值9.0 mm，均小于關鍵工序和最終的豎向變形控制標準，不影響安全運營。

(2)既有車站橫向變形明顯小于豎向變形，且上下行線均未超過變形控制值。右DM11-3監(jiān)測最大橫向變形-1.61 mm，整體變化規(guī)律與數值模擬結果近似；左DM11-3監(jiān)測最大橫向變形+1.3 mm，變化規(guī)律與數值模擬結果略有差異，主要是由于數值模型存在一定簡化，而現場施工干擾因素較多。

7.2 立柱和地下連續(xù)墻頂部豎向變形分析

施工期間坑外水位監(jiān)測井DSW-1和DSW-6的水位高程變幅較小，分別為-0.02～-0.28 m和+0.52～+0.66 m，對既有沙門站抗浮穩(wěn)定性影響不大。

為進一步分析既有車站受基坑開挖卸荷的影響，選取2個現場監(jiān)測斷面進行分析，見圖8。由圖可知:

圖8 立柱頂和墻頂豎向變形歷時曲線

(1)監(jiān)測分析斷面1位于西端頭井，緊鄰既有2號線沙門站主體結構。在端頭井基坑開挖見底時，立柱LZC-1隆起量為5.1 mm；2019年2月26日端頭井段完成下中板、部分側墻澆筑后，LZC-1隆起至8.5 mm；至2019年3月21日標準段開挖見底(端頭井段未施工)時，LZC-1隆起增至12.3 mm；2019年4月20日完成標準段底板澆筑(此時端頭井段正在澆筑上中板)，LZC-1達到最大隆起14.6 mm。兩側地連墻隆起量較小，北側ZQC-29在標準段開挖見底時最大隆起僅3.9 mm。

(2)監(jiān)測分析斷面2位于既有沙門站東側約31 m處。立柱LZC-3隆起始終大于兩側ZQC-27、ZQC-4，ZQC-27與ZQC-4隆起相差不大。在2019年3月21日標準段開挖見底時，立柱LZC-3隆起第一次達峰值22.2 mm，之后隆起增至最大值30.8 mm并穩(wěn)定，北側ZQC-27最大隆起19 mm，南側ZQC-4最大隆起21.5 mm。

將以上數據與圖6和圖7對比分析可知:既有車站變形與基坑開挖導致坑底隆起密切相關，如LZC-1隆起規(guī)律同下行線右DM11-3類似，均在標準段澆筑底板時達到峰值；LZC-3隆起規(guī)律同上行線左DM11-3類似，均在標準段開挖見底時第一次達到峰值。但因端頭井開挖區(qū)域較小，且受斜撐、對撐、地連墻和既有車站結構圍合作用，立柱最大隆起值要明顯小于標準段?；诖?，也可間接驗證該類十字換乘車站采用非對稱開挖方案的可實施性。

8 結論

(1)坑底加固能有效減少卸荷開挖引起的坑底回彈，控制既有車站上浮效果最為顯著，屬主動控制措施；堆載反壓主要是減小坑底回彈對既有車站的上浮帶動作用，屬被動控制，較為經濟和靈活。

(2)在富水砂層進行換乘車站施工時，應高度重視換乘節(jié)點接縫位置封閉止水措施，切斷滲水通道可有效控制滲漏水發(fā)生和既有車站變形風險。

(3)既有車站的豎向變形大于橫向，且均未超過控制值。基坑開挖卸荷造成坑底隆起，對既有車站的豎向帶動作用是引起結構產生上浮的主要原因。換乘區(qū)域既有圍護結構隨基坑開挖逐層破除，使整個抗浮結構體系的自重減小，同時富水砂層中水浮力的影響，對既有沙門站上浮也產生不利作用。

(4)在現狀調查、變形預測、變形占比分析基礎上制定的變形控制標準對施工安全控制具有一定參考價值，后期類似項目施工應結合工程地質、施工方法和以往工程經驗，在變形預測分析基礎上，基于分步、分級的原則制定相應的控制標準，并通過信息化施工，根據被保護對象的實際狀態(tài)調控、優(yōu)化基坑開挖和結構回筑，可有效確保既有結構安全運營。