既有暗挖车站上盖增层基坑施工力学响应

陈启辉，刘颜磊，韩健勇，张志伟，郑凯

(1.山东建筑大学 土木工程学院，山东 济南 250101；2.中铁十四局集团隧道工程有限公司，山东 济南 250003)

0 引言

随着国内地下工程的大规模建设及其功能要求的不断提高，在既有结构基础上的拓建工程明显增多，尤其对于既有地铁换乘车站，拓建增层技术在经济和社会效益方面均具有显著优势。但是，由于上盖增层基坑围护桩直接落在既有结构上方，同时基坑内土体开挖卸载会引起既有地铁结构隆起，施工过程中会对既有结构周围地层产生连续、多次的扰动，基坑在既有结构上施工势必对其自身的稳定性产生影响，在设计、施工上较紧邻建筑物工程难度更大，目前相关理论尚不成熟，无法满足工程应用的需要。

20世纪中叶以来，学者开展了深基坑稳定性的研究，BJERRUM等[1]针对黏土地基提出预估基坑破坏的新理论。随着我国高层建筑的不断增多，基坑支护工程逐渐得到高度重视[2]。进入21世纪，LONG[3]分析了近300个基坑工程的稳定性，揭示了开挖深度与墙体位移、土体变形之间的关系。郑刚等[4]对比了三维快速拉格朗日分析法(Fast Lagrangian Analysis of Continue 3D，FLAC 3D)模拟与极限平衡法计算结果，研究基坑破坏模式和围护桩对基坑稳定的影响。上述研究多针对天然场地中的基坑展开分析，而随着深基坑工程越来越多地出现在城市复杂环境中，常出现基坑近邻既有结构，基坑的变形受力机理更加复杂，相关研究也相对较少。沈国政等[5]通过明德林(Mindlin)基本解计算隧道轴线应力，基于帕斯捷尔纳克(Pasternak)地基模型改变地基剪切层模量G，并根据艾尔米特(Hermite)插值推导差分格式求解平衡微分方程，研究了基坑开挖对隧道的影响关系。魏纲等[6]针对开挖基坑近邻盾构隧道的围压变化机制，推导隧道附加围压计算公式，并采用修正惯用法研究基坑开挖对近邻隧道的围压和内力影响。李志伟[7]结合实际工程和有限元模拟，深入分析了临近浅基础建筑物引起基坑的不良影响，并验证了实测结果，提出堆载情况下基坑的合理开挖步序。目前，对于基坑开挖与近邻结构的影响规律已有一定的有益结论。随着拓建增层基坑工程的增多，同一基坑同时存在无嵌固桩与嵌固桩两种形式，无嵌固桩直接落于既有结构上方，而嵌固桩近邻既有结构侧壁，传统支护理论难以适用，相关研究较少。因此，既有暗挖车站上盖增层基坑围护结构力学响应分析尤为必要。

基于此，文章依托北京地铁6号线苹果园车站拓建工程项目，根据现场监测数据，结合三维有限元模拟，对既有暗挖车站上方进行基坑施工引起的力学响应展开研究，分析各工况下嵌固桩和无嵌固桩的受力变形规律，以期为类似拓建工程中的围护桩变形控制提供理论依据。

1 工程背景

1.1 工程概况

北京地铁6号线西延工程位于既有6号线的延伸段，总长度约为10.6 km，沿途共设6个车站，建成后将贯穿京城东西，对完善首都交通路网、带动周边经济具有重要意义。苹果园站为本线6个车站之一，分别与M1线苹果园站和S1线苹果园站换乘，位于苹果园南路与阜石路交汇口东侧，周围建筑物众多，环境复杂。新建地铁6号线与既有地铁1号线苹果园站之间呈70°夹角，苹果园站平面位置如图1所示。车站主体结构采用暗挖洞桩法(Pile Beam Arch，PBA)与明挖法相结合的施工方法，其中地下二、三层采用暗挖PBA工法施工，地下一层在下两层结构完成后采用明挖法施工，实现上盖增层拓建。增层段基坑分别位于地铁1号线东西两侧，两个基坑平面尺寸相同，其长为39.8 m、宽为27.9 m、基坑深约为12.2 m。

图1 苹果园站平面位置图

1.2 支护方案设计

基坑围护结构采用围护桩＋内支撑体系，东西两侧围护桩为无嵌固桩，南北两侧为嵌固桩。围护桩的水平位移测点主要包括A1、A2和B1(A代表无嵌固桩、B代表嵌固桩)，如图2所示。围护桩为直径1 000 mm的人工挖孔桩，其桩间距为1 600 mm、桩长为9.3～15.2 m。基坑东、西两侧围护桩直接落于车站顶拱，为吊脚桩形式。车站范围内卵石主要包括卵石②、卵石⑤、卵石⑦和卵石○1 4类，如图3所示。为了保证无嵌固桩桩体稳定性，将桩底主筋与导洞主筋焊接在一起，基坑四周留有反压土，并在围护桩施作结束后，对无嵌固桩背后3.0 m、坑底至地表以下3.7 m内进行深孔注浆加固。设置3道内支撑体系，第1道角部为混凝土支撑、中部为钢支撑，第2、3道角部和中部均为钢支撑，钢支撑施加预应力，主体围护桩顶设1 000 mm×1 000 mm(高)冠梁。第1道支撑角部采用600 mm×1 000 mm混凝土支撑，中间采用Φ800、壁厚为16 mm钢管，第2、3道钢支撑均采用Φ800、壁厚为16 mm钢管，钢围檩(钢腰梁)采用2根工45b组合型钢组成。

图2 基坑支护结构平面图/mm

图3 基坑支护结构剖面图/mm

1.3 场区地质情况

车站地层由上至下按沉积年代分为:①人工堆积层(Qml)；②新近沉积层(Q2＋3al＋pl4)；③第四纪晚更新世冲洪积层(Qal＋pl3)和④三叠纪基岩。车站范围内存在部分潜水，地下水在车站底板以下约10.4 m处，可不考虑地下水影响。

2 增层基坑施工的围护桩变形研究

基坑开挖后，3根桩的水平位移曲线如图4～6所示。其中，L1～L3为内支撑施作位置，He为基坑开挖深度。

图4 A1号桩体水平位移曲线图

图5 A2号桩体水平位移曲线图

2.1 无嵌固围护桩变形研究

A1和A2号无嵌固桩在不同施工阶段的桩体水平位移监测曲线如图4和5所示，两者桩底水平位移接近于0，桩顶水平位移随基坑开挖变化不大，桩体最大位移量分别位于距地表3.5和8.0 m处，其值分别约为基坑深度的0.016%和0.020%，整体变形较小。基坑东西两侧边长仅为27.9 m，坑角效应明显，同时，人工挖孔桩＋内支撑＋桩后深孔注浆多重措施抗变形能力强，致使无嵌固桩整体变形偏小。此外，A1和A2号桩变形形状存在较大差异，其中A1号桩呈典型的“鱼腹型”，即桩体两端位移较小，中部向外凸出，基坑开挖8.7 m至拆除第3道支撑期间，桩体位移曲线显著增大；A2号桩呈倒L型，基坑开挖8.7～12.2 m期间的桩体位移曲线变化不明显，在拆除第3道支撑后位移曲线出现明显外凸。A1号桩和A2号桩第1道角撑为混凝土支撑，支撑刚度与长度成反比，A1号桩所受内支撑支护效果优于A2号桩；第2道角撑为预应力钢支撑，支撑效果主要受轴力控制，A1号桩和A2号桩所受角撑支护效果相近；第3道角撑也为预应力钢支撑，A1号桩和A2号桩所受角撑支护效果相近，但在A1号桩所在位置留有反压土，可以有效限制桩体下部位移，导致A1号桩体最大水平位移位置上移，因此A1号桩与A2号桩变形趋势不同。

2.2 嵌固围护桩变形研究

B1号嵌固桩在不同施工阶段的桩体水平位移监测曲线如图6所示，其桩体水平位移量明显大于无嵌固桩，整体水平位移呈“鱼腹型”变形形态，桩体两端位移接近于0，最大位移位于桩体中部，其值为4.5 mm，约为基坑深度的0.037%。拆除第3道支撑后位移大小发生明显变大，说明人工挖孔桩＋内支撑的高刚度支护形式的抗变形能力较强[8]，此外嵌固桩桩底与既有结构导洞外壁净距仅为0.2 m，对桩体水平位移限制效果显著。由于基坑整体尺寸偏小，最大处距坑角仅为19.9 m，3根桩均受到了坑角效应的影响[9]，内支撑和冠梁在限制桩体位移的同时，也增大了坑角效应的影响范围。

图6 B1号桩体水平位移曲线图

3 上盖增层基坑数值模型建立

3.1 模型建立与参数选取

北京地铁6号线西延工程苹果园站两层标准段采用PBA洞桩法施作，在此基础上进行地下一层结构的拓建施工，并对场区内土层、附属结构等进行简化处理，建立上盖增层基坑三维有限元数值模型。模型建立时，考虑模型精度和计算规模，在水平方向一般取3～5倍的基坑开挖深度，竖直方向取1～2倍的基坑开挖深度。

工程中两个基坑在东西方向上尺寸相同，故仅选取其中一个进行分析，根据现场水文地质条件，并结合既有结构埋置深度，模型在水平方向取4倍的基坑开挖深度，竖直方向取2倍的基坑开挖深度，计算模型尺寸定为119 m×105 m×55 m。由于地下水位于车站底板以下约10.4 m，故有限元模型边界条件不考虑渗流边界，仅考虑应力、位移边界。模型上表面为自由面，侧面约束法向位移，下表面约束水平和竖直方向的位移，基坑围护桩后2～10 m范围内施加20 kPa的施工荷载。

工程场地内土层自上而下依次为粉质黏土、卵石、砂岩，其中粉质黏土主要在地表附近，约占8%，卵石为车站主体范围内的主要分布类型，约占92%，卵石层下方为砂岩。由于工程涉及大体积卸载问题，故对变形参数较为敏感。对于砂土和岩石的数值模拟而言，较为常用的是摩尔－库伦(Mohr-Coulomb，MC)模型和硬化土(Hardening Soil，HS)模型，MC模型属于理想线弹塑性模型，对岩土行为描述的是一种“1阶”近似[10]，比较适用于土工问题的初步分析。HS模型是一种比较高级的土体模型，利用3个参数φ、c和ψ表示其极限状态，并用E50、Eur和Eoed3个不同输入刚度描述土体刚度，可反映土体卸载过程中的非线性力学特征[10]。根据已有研究的经验值[11]，粉质黏土和卵石采用HS模型，岩石采用MC模型(参数见表1)，并确定卵石取，粉质黏土取并根据位移反分析确定。除土体外，模型的其他材料均采用弹性本构模型，其主要物理力学参数见表2。

表1 土体参数表

表2 模型主要材料物理力学参数表

模型中材料众多，根据各部分实际受力特征，采用不同单元形式模拟。其中，各层土体和车站主体结构均采用实体单元模拟；车站初支结构采用板单元模拟；冠梁、混凝土支撑、围护桩和钢管柱采用梁单元模拟，根据设计要求，冠梁和混凝土支撑为矩形截面，尺寸分别为1.0 m×1.0 m和0.6 m×1.0 m，围护桩和钢管柱为圆形截面，其直径分别为1.0和0.9 m；钢管支撑受力特征主要表现为受压，故用桁架单元模拟，定义直径为800 mm、壁厚为16 mm的圆管。

在模型建立过程中，通过添加施工阶段单元属性的边界条件来实现开挖过程中土层到注浆层的转化，基坑围护结构模型如图7和8所示。

图7 上盖增层有限元模型图/m

图8 基坑围护结构模型图

现场施工工序主要包括洞桩法开挖和上盖增层基坑开挖。(1)进行初始地应力平衡，将地层前期固结沉降值和建筑物的沉降值归零，建立地层应力；(2)进行车站主体结构的施工；(3)在此基础上，再次进行位移清零，并开挖上盖增层基坑，主要包括深孔注浆加固、围护桩安装、土体开挖和内支撑施作等。

3.2 数值模型验证

为验证模型的准确性并标定模型参数，对围护桩进行水平位移曲线形状对比，基坑开挖至基底后(He＝12.2 m)的变形状态如图9所示，无嵌固桩A2实测数据与模拟数据的对比。其中水平位移计算值与实测值最大分别为1.70、1.79 mm，均位于距地表深度约为4.0 m，相差仅为5.03%，实测数据与模拟结果曲线变化趋势基本相同，说明该模型计算结果准确性满足要求。

图9 围护桩桩体水平位移对比曲线图

4 上盖增层基坑施工力学响应数值模拟分析

针对不同基坑开挖深度He引起的桩体内力变形规律，选取具有代表性的A2、A3和B1号桩，整理基坑开挖4.0、8.7、12.2 m和拆除第3道钢支撑4个工况下的内力变形数据。

4.1 水平变形分析

A3号无嵌固桩在不同施工阶段的桩体水平位移模拟曲线如图10所示。当He＝4.0 m时，桩体水平位移曲线大致呈三角形，最大位移位于桩顶，其值约为0.70 mm，可知作用于无嵌固桩的第1道斜撑对桩体位移起到了一定的限制作用，此外，当基坑开挖深度较浅时，桩后被动区土压力对桩体位移起主要的限制作用，故桩体水平位移形状呈倒三角形；当He＝8.7 m时，由于第2道钢支撑施加了预压力，支撑位置桩体位移有了明显减小，最大位移位于桩顶，其值约为0.85 mm；当He＝12.2 m时，桩体水平位移与He＝8.7 m处变化形状相似，桩体负位移最大处增长约为0.16 mm，正位移最大处减小约为0.28 mm，说明施作第3道钢支撑改善了桩体位移形状；基坑施作完毕，在进行负一层车站主体结构施工时，需要拆除第3道钢支撑，此时桩体在钢支撑拆除位置水平位移明显增大，增加值约为0.50 mm，此时基坑风险较大，需尽快施工。对比4组施工工况，在桩体－8.7 m处，第3道钢支撑支护后桩体的水平位移量最小，说明钢支撑在限制位移量上具有重要作用。

图10 A3号桩桩体水平位移模拟曲线图

A2号无嵌固桩在不同施工阶段的桩体水平位移模拟曲线如图11所示。当He＝4.0 m时，A2和A3号桩变形形状相似，最大位移均位于桩顶，其值约为0.70 mm；当He＝8.7 m时，A2号桩水平位移明显大于A3号桩，最大位移位于桩体－5.5 m，其值约为1.00 mm，且位移曲线呈倒L型，显然第二道支撑的约束作用效果差于A3号桩。当He＝12.2 m时，由于施作第3道钢支撑，A2号桩整体位移量变小，最大位移约位于桩体－6.0 m处，其值约为0.80 mm，位移曲线形状呈L型，桩体折点略有下移。随着基坑开挖深度的增加，坑内土体移除，桩后土体应力得到释放，导致桩体向基坑内侧位移，而第3道预应力钢支撑的施作可以平衡部分桩后土压力，使桩体水平位移整体减小。当拆除第3道钢支撑后，水平位移曲线形状变化和A3号桩类似，在支撑拆除位置水平位移明显增大，最大位移位于桩体－7.2 m，其值约为1.30 mm。可以看出，A2与A3号桩位移曲线明显不同，其整体呈倒L型，随着开挖深度增大，折点位置不断下降，在内支撑作用位置，桩体没有明显内凹，内支撑对桩体的限制效果不如A3号桩明显。A2和A3号桩变形形状不同的主要原因在于不同桩体受内支撑约束程度不同，A3号桩受到两道斜撑的影响，约束效果产生叠加，优于A2号桩。

图11 A2号桩桩体水平位移模拟曲线图

基坑B1号嵌固桩不同施工阶段的桩体水平位移模拟曲线如图12所示。B1号桩与无嵌固桩相比，水平位移形状和大小均有较大差异。和实测结果相同，桩整体位移形状呈“鱼腹型”。桩顶施作钢支撑，桩底与小导洞外壁较近，桩体的上、下两端均受到较大约束作用，导致仅桩体中部向外凸出。当He＝4.0 m时，桩体的最大水平位移位于基底附近。随着开挖，桩体最大水平位移位置不断下移，但滞后于开挖深度，当开挖至基底后，桩体最大水平位移位于桩体约－7.0 m处，对拆除第3道支撑后，桩体最大水平位移位置进一步下移；位于桩体－9.0 m处，其值约为3.42 mm，是无嵌固桩最大位移幅度的2.63倍。

图12 B1号桩桩体水平位移模拟曲线图

从上述分析可以看出，嵌固桩与无嵌固桩的水平位移远小于国家规范极限值(30 mm)[12]，位移得到了有效控制。围护桩桩体最大位移量均出现在第3道支撑拆除后，说明基坑开挖过程中，钢支撑在限制桩体变形方面至关重要。在钢支撑拆除后对基坑围护桩稳定性影响较大，基坑风险增加[13]，需采取有效措施控制变形。无嵌固桩桩体水平位移量明显小于嵌固桩，原因在于:(1)深孔注浆使桩后原本松散的土体颗粒胶结成一个高强度的结合体[14]，提高了土体的力学参数，进而减少了桩后土体向基坑内部运动的趋势；(2)桩底与既有结构刚接，约束桩底变形，对限制桩体位移贡献巨大。此外，由于嵌固桩侧临空面大于无嵌固桩侧，坑角约束有限[15－16]，导致基坑中部嵌固桩桩体位移较大。

4.2 围护桩受力分析

基坑围护桩主要受桩后侧向土压力作用，围护桩的侧向承载能力直接影响基坑的稳定性。A3号无嵌固桩在不同施工阶段的桩体弯矩模拟曲线如图13所示。当He＝4.0 m时，桩顶3.0 m范围内分布负弯矩，最大弯矩值位于桩顶，其值约为－231.7 kN·m。第一层混凝土斜撑自重较大，斜撑与冠梁整体浇筑在一起，受力形式等同于两端固结的梁，斜撑端部的弯矩传递到围护桩上，引起围护桩产生负弯矩。随着基坑继续开挖，逐渐出现正弯矩。当He＝8.7 m时，桩体的－8.7 m处正弯矩最大，其值约为156.9 kN·m。当He＝12.2 m时，弯矩曲线变化不大，仅在第3道支撑位置出现内凹，说明内支撑类似于支点，可以改善桩体的内力分配。拆除第3道钢支撑后，围护桩内力发生重分布，基底与第2道支撑处出现较大负弯矩，其值分别约为－335.3和－350.8 kN·m，桩体的－9.0 m位置处出现最大正弯矩，其值约为230.5 kN·m，此时第2道支撑处至桩底部的桩体与两端固支的梁受力形式类似，说明第2道钢支撑与桩体间存在刚性约束，可以改善中部桩体的受力形状。

图13 A3号桩桩体弯矩模拟曲线图

A2号无嵌固桩在不同施工阶段的桩体弯矩模拟曲线如图14所示。A2号桩在4.0、8.7和12.2 m工况情况下，桩体－6.0 m至地表范围内弯矩波动不明显，最大弯矩约为－89.7 kN·m，相比于A3号桩，3个工况下A2号桩体负弯矩明显更小，因此开挖过程中桩体水平位移曲线变化不明显(如图11所示)。在桩体－6.0 m下方逐渐出现较大的正弯矩，其最大值约为135.0 kN·m，位于桩体约－7.8 m处，与桩体水平位移曲线折点出现位置相同。A2号桩在拆除第3道钢支撑后，桩体弯矩曲线形状与A3号桩大致相同，弯矩大小也相近，说明拆除第3道钢支撑后，桩体的内力重分布对桩体产生较大不良影响。根据已有的研究结果[17]，随着内支撑刚度增加，桩体的水平位移减小、正弯矩减少、负弯矩增加，A3号桩体受两道斜撑的叠加影响，A3号桩支撑刚度大于A2号桩，与已有的研究结果结论相同。

图14 A2号桩桩体弯矩模拟曲线图

B1号嵌固桩在不同施工阶段的桩体弯矩模拟曲线如图15所示。当He＝4.0、8.7 m时，最大弯矩均出现在开挖位置附近，并且桩体上方没有负弯矩；当He＝12.2 m时，桩体最大正弯矩仅为201.5 kN·m、最大负弯矩仅为－102.3 kN·m，且正负弯矩分布均衡，3道支撑对桩体弯矩改善效果显著；当拆除第3道钢支撑后，嵌固桩正负弯矩均有显著增大，其值分别为399.8和－310.5 kN·m，增大幅度分别为98.4%和203.5%，说明拆除第3道钢支撑后，桩体的内力重分布对桩体产生较大不良影响。

图15 B1号桩桩体弯矩模拟曲线图

5 结论

依托北京苹果园地铁站上盖增层基坑项目，结合现场实测数据和三维有限元模型分析，考虑基坑动态开挖过程，分析了围护桩的受力和变形特征，得出主要如下结论:

(1)围护桩最大水平位移量约为0.037%He，变形控制效果显著。竖向增层基坑无嵌固桩桩底与既有结构连接对桩体变形具有显著约束作用；嵌固桩受到导洞结构约束明显。

(2)对于围护桩与内支撑相结合的支护体系，不同位置桩体变形和受力具有显著差异，基坑围护结构空间效应显著，同时内支撑刚度对桩体受力模式有较大影响。

(3)无嵌固桩的水平位移远小于嵌固桩的水平位移，说明桩后深孔注浆使松散的土体颗粒胶结呈结合体，减少了桩后土体向基坑内部的运动趋势，同时桩底与既有结构固结限制了桩底水平位移，两者共同作用改善了桩体的位移曲线。

(4)各围护桩的水平位移和弯矩大小均在第3道支撑拆除后达到最大，说明此时基坑风险较高，需采取有效措施。