临海深厚软土地区地铁深基坑开挖变形规律研究

殷 茜， 孙少锐， 理继红， 李松洋

（1.河海大学地球科学与工程学院，南京 211100； 2.江苏省地质调查研究院，南京 210000）

随着我国城市轨道交通建设规模的日渐增大，地铁车站进行施工时往往需要进行深基坑开挖. 在开挖过程中，当岩土体中的原有平衡状态不能维持时，将会导致土方坍塌、房屋沉降、地埋管道开裂损坏等一系列工程问题［1-3］. 我国许多经济发达城市分布于沿海地区，这些地区的基坑工程规模更大，要求更高，然而广泛分布着的各种软弱土层对施工质量造成极大的威胁. 软土具有强度低、固结度低、承载力低且压缩性高等性质，使得深基坑开挖过程中的变形极难控制［4-7］. 因此，对临海深厚软土地区深基坑开挖变形规律开展研究工作具有重要意义.

变形控制是基坑稳定性研究的侧重点和难点，国内外很多学者［8-12］都对此开展了深入研究. 候学渊和廖少明［13］认为在饱和软黏土地质条件下，时效会影响地铁隧道开挖工程的最大沉降量，并总结出了预估公式.潘林有和胡中雄［14］通过研究温州地区的浅层原状粉质黏土的卸荷回弹特性，得到了深基坑开挖过程中回弹率及回弹模量的指标及计算方法，并提出了回弹区范围的估算方法. 李琳等［15］基于大量基坑工程实例，从围护结构变形、支撑系统刚度、抗隆起稳定安全系数等方面深度分析了深基坑的变形特性. 徐中华和王卫东［16］利用实际算例，验证了不同类型的土体本构模型在基坑工程中的适用性，得出了相较于其他模型，修正剑桥模型（MCC）及土体硬化模型（HS）更能满足敏感条件下基坑开挖的数值计算需求. 高尚明等［17］利用PLAXIS软件，研究了不同工序下基坑变形的规律，得出了施工顺序对水平方向的位移最大值影响很小的结论. 张飞等［18］通过离心模型试验及数值分析，研究了饱和黏性土中狭长深基坑的隆起变形，总结出了基底隆起的破坏机制及引起基底隆起的部分原因. 国外一些学者［19-21］对深基坑开挖时土体的应力状态进行分析，发现了土层的应力应变规律与开挖深度有关.

本文以广州轨道交通4号线某车站基坑为研究对象，采用有限元法模拟了基坑开挖及支护的整个过程，通过分析基坑开挖对周围环境的作用机制及其影响，总结出软土深基坑开挖的变形规律，并以此对基坑支护设计方案进行校验，验证支护措施的合理性.

1 工程概况

广州地铁4号线里程YAK 50+280～YAK 52+320段，在地貌上为三角洲冲剥蚀山麓和冲（淤）积平地相结合；里程YAK 50+320～YAK 55+160段，沿线跨越蕉门滘等多条河道，地形平坦，在地貌上属于三角洲冲（淤）积平原. 工程区下伏基岩主要为燕山期侵入花岗混合岩、第四系海陆交互相及陆相河流冲积层、洪积层、坡积层，燕山期侵入花岗混合残积层. 该区主要特殊土层有软土及花岗岩风化残积土，软土多数分布在浅表层，呈连续厚层状产出，平均厚度约12 m.

地下水埋藏较浅，初见水位埋深为0.00～4.00 m（标高为2.30～6.50 m），静止稳定地下水位埋深为0.30～6.50 m（标高为1.00～6.09 m）. 地下水水位季节性明显，一定程度上也受到该区补给排途径的影响，水位年变化幅度为1.00～2.50 m. 此外，临近蕉门滘等河涌地段，地下水位还受潮汐影响，地下水位变化幅度为0.50～1.50 m左右.

地铁车站位于广州地铁4 号线南延段，整体呈“T”形，如图1 所示，DE 向长367 m，AB向长90 m，基坑采用明挖法进行开挖，主体开挖深度为16.5 m，采用地下连续墙与钢管支撑共同作用的复合支护体系. 地连墙厚1000 mm，内支撑为Φ600 的12 mm 厚的钢管，水平间隔3 m. 坑底采用Φ550 的搅拌桩加固，搅拌桩桩长5 m，置换率为0.5，围护结构断面如图2 所示.施工（开挖）过程：首先对基坑周边做地下连续墙，深入基坑底部以下13.50 m，然后进行开挖. 土体分四步开挖，共采用三道支撑，第一道支撑位于坑深1.80 m 处，第二道支撑位于坑深7.35 m处，第三道支撑位于坑深12.00 m处，开挖结束后对坑底进行搅拌桩加固.

图1 基坑支护平面图Fig.1 Sketch of foundation pit support

图2 围护结构断面图Fig.2 Section of enclosure structure

2 计算模型

根据工程地质勘察报告，结合工程设计中基坑开挖的几何特征建立了三维数值计算模型，如图3所示. DE方向的基坑由于较长，在地质情况相似的条件下，中间部分计算应力应变状态基本相同，因此长度取为60 m（基坑全长367 m，基坑宽度18.8 m，长度取＞3倍的基坑宽度）可模拟基坑开挖效应对基坑稳定性产生的影响. 为了防止边界条件影响计算结果，模型尺寸需为基坑尺寸的3～5倍，因此该模型尺寸为200 m×250 m×50 m（长×宽×高）. 修正莫尔-库伦模型［22］采用塑性理论并且引入了屈服盖帽，能较好地模拟软土基坑开挖问题，各岩土层的物理力学参数见表1所示.

图3 基坑开挖模型Fig.3 Excavation model of foundation pit

基坑的开挖与支护是一个连续的施工过程，数值模拟依据施工工序来模拟基坑分步开挖. 支护结构构件均选用各向同性弹性模型，采用2D板单元模拟地下连续墙，采用梁单元模拟立柱和钢支撑，支护结构计算参数见表2.

表2 支护结构参数表Tab.2 Physical-mechanical parameters of support structures

该基坑采用分层开挖，在一个阶段的开挖工作完成后，及时用钢支撑支护，施工工况步骤如下：①平衡初始地应力，并施加围护结构——地连墙，插入比为0.8；②开挖第一层土体至地面以下1.80 m；③施加冠梁及第一道钢支撑及立柱；④开挖第二层土体至地面以下7.35 m；⑤施加围檩及第二道钢支撑；⑥开挖第三层土体至地面以下12.00 m；⑦施加围檩及第三道钢支撑；⑧开挖第四层土体至地面以下16.50 m.

3 计算结果分析

基坑开挖引起的变形宏观表现为地表沉降、坑底土体隆起和围护结构变形.

3.1 地表沉降

第一步开挖较浅，地表沉降值较小，最大沉降值为9.29 mm，位于围护结构的边缘. 在支护结构的作用下，随着开挖深度的增大，虽然沉降量不断增长，但最大沉降点却逐渐远离基坑边缘，所以基坑近距离范围内的土体沉降量反而较小. 开挖深度达12 m 后，地面最大沉降点的位置变化较小，沉降值的增长幅度也相对较小. 开挖结束后，土体竖向位移如图4 所示，最大沉降量出现在距AB 中点约10 m处，为22.95 mm.

图4 开挖结束后周围土体竖向位移云图Fig.4 Vertical displacements of surrounding soil after excavation

以各边中点为起点，沿远离基坑的方向，每间隔2 m布设一个沉降值监控点，可以得到图5、图6所示的地表沉降曲线（因为AB、DE方向变形较大，故以这两边为例）. 由图5、图6可看出基坑外地表沉降具有相对明显的空间效应，AB为长边，其中线附近的沉降量较大，而BC 为短边，其中线附近的沉降量小于前者. AB方向长宽比为9∶1，DE方向长宽比约为7∶2，且AB边中点最大沉降值为22.95 mm，DE边中点最大沉降值为19.25 mm，对比可知AB方向沉降影响范围及最大沉降值均大于DE方向，表明地面沉降受基坑长宽比的影响.

图5 AB边中点沉降曲线Fig.5 Settlement curves of the midpoint of the AB edge

图6 DE边中点沉降曲线Fig.6 Settlement curves of the midpoint of the DE edge

通过实时监测AB、DE段中点附近的地面沉降情况可知，实测地面沉降曲线与计算结果较吻合，均为凹槽形，但实际值比模拟值更大，开挖完成后实际最大沉降值为28.78 mm，可能是因为计算时未考虑到基坑降水及施工荷载. 基坑降水会导致地下水位下降，土体中有效应力增加产生的压密作用使得周围环境受到影响的范围及程度更大.

由以上分析可知，开挖影响区为基坑周边50 m 左右，而AB 边外侧最大沉降值发生位置为距基坑边缘0.63倍开挖深度处.

3.2 坑底隆起

开挖过程中，分别对AB方向、DE方向基坑沿中线布设坑底土体隆起监控点，所得结果见图7、图8.

图7 AB方向基坑底部土体竖向变形Fig.7 Vertical deformations of soil at the bottom of foundation pit in AB direction

图8 DE方向基坑底部土体竖向变形Fig.8 Vertical deformations of soil at the bottom of foundation pit in DE direction

第一步开挖完成后，两个方向的坑底土体最大隆起量发生于坑底中间部分. 随着开挖的进行，AB方向逐渐呈现出两侧隆起量大，而中间相对较小的趋势. 开挖结束后，AB向基坑土体隆起量最大，为29.65 mm.而DE向基坑则依旧保持中间部分隆起量最大的趋势，开挖结束后该区隆起量的最大值为21.62 mm.

由以上分析可知，土体开挖导致开挖面以下土体卸荷回弹，加之墙体向坑内运动，开挖面下部土体推挤墙前土体，也会造成坑底隆起. 而基坑角点受到墙体向坑内土体的作用最大，变形量较大. 开挖使地连墙两侧的高度差越来越大，当其达到某一程度时，基坑底部土体将发生隆起塑性破坏，使得基坑周围塑性区的范围扩张，加剧地表沉降.

基坑底部为应力释放区，隆起量会随着开挖的进行不断增大，当开挖到一定深度后，应力得到释放，应力场达到稳定状态，隆起量增大的速率逐渐减小，再次开挖时，应力又得到释放，隆起量又不断增大，直至趋于稳定，而各工况下隆起变形的增量则有减小趋势.

3.3 围护结构变形

开挖过程中，AB段地连墙的侧向变形规律如图9所示. 第一步开挖后，地下连续墙处于悬臂支护状态，墙体表现出向坑内移动的趋势，顶部位移最大，为6.20 mm. 施加内支撑后，围护结构上部的侧向变形得到了控制，地连墙开始呈现出向坑内凸出的弓形，属反向弯曲变形. 开挖结束后墙体最大侧向位移为34.83 mm，发生在开挖面附近，为开挖深度的0.21%，如图10所示.

图9 AB向地连墙的侧向变形图Fig.9 Lateral deformations of AB direction ground connecting wall

图10 地连墙x向位移云图Fig.10 The x-direction displacement of ground plane wall

距基坑AB段中点最近的测斜孔为CX25，将其深层土体水平位移监测值与地连墙水平位移模拟值进行对比可知，数值模拟所得地连墙的变形规律与实际一致，虽然实际更大，但处于误差允许范围内. 计算所得地连墙最大水平位移点主要位于开挖面下1～3 m处，而实测位置更接近开挖面.

若采取降水措施，工程区渗流场会重新分布，坑外坑内将产生水头差，由地下水渗流产生的动水压力作用在围护结构上，会加剧其侧向变形. 地连墙附近，水头差增大，其最大值往往分布于地连墙底部及坑角部位，容易造成管涌、流土和坑底突涌等危害. 因此，为了避免上述危害的产生，需要结合实际采取必要的降水措施.

对国内外大量工程实测资料归纳分析可知，围护结构水平向最大位移一般为0.2%～0.5%开挖深度，因此本次模拟中基坑的侧向位移符合一般变形规律. 综合地表沉降曲线分析可知，开挖完成后围护结构水平向最大位移约为地面沉降最大值的1.52倍. 由于该工程处于深厚软土地区，围护结构无法嵌入刚性较大的地层内，加之软土的压缩模量较低，围护结构底部有轻微向坑内变形的趋势，因而可以考虑增大支护体系的刚度.

第一道水平支护结构在整个基坑的开挖过程中始终处于稳定状态，但第二道和第三道支撑在开挖过程中出现较大的位移变形，最大达到3.44 cm，因此，进行监测时，需要在冠梁上设置变形观测点. 若考虑基坑降水，内支撑的变形将会更大，对结构稳定不利. 对内支撑所受轴力进行分析发现，D区内支撑所受轴压力最大，为1 654.31 kN，因为该区域既为基坑的中间部分，又为基坑的阳角部位，两面临空，应力较为集中.

D区工况复杂，每道支撑架设三个应力计，对该区阳角的三道斜撑上的监测点Z1-1、Z1-2和Z1-3的监测数据进行统计分析可得图11所示内支撑受力情况. 第一道支撑轴力最大值为898.97 kN；第二道支撑的最大轴力为1 787.42 kN. 虽然开挖结束后，三道支撑均已施工完毕，但第二道支撑所受轴力最大，承担主要受力作用.

图11 D区阳角内支撑的轴力监测图Fig.11 Axial force monitoring diagram of positive angle support in D zone

开挖过程中，由于基坑底部土体卸荷回弹，往往也会引起墙体向上变形. 以AB边为例，第一步开挖，坑底隆起量较小，地连墙呈现出下沉的趋势，随着开挖的进行，坑底土体隆起增大，地连墙开始出现向上变形的趋势，开挖完成后，AB边中点隆起量最大，为4.14 mm，如图12所示.

图12 AB边桩顶竖向位移Fig.12 Vertical displacements of pile top of AB side

基坑开挖使土体一侧失去约束，呈现出向坑内运动的趋势，由于支护结构的作用，土体的位移受到限制，因而对其产生作用力，导致支护结构发生变形. 分析围护结构的弯矩图（图13、图14）可知，地连墙主要受向坑内弯曲的弯矩，最大正弯矩出现在开挖面附近，为1 549.02（kN·m）/m，符合地连墙的侧向变形规律.最大负弯矩出现在基坑转折点处，为1277.00（kN·m）/m，应该加强该部位的配筋. 为了充分发挥作用，地连墙需要嵌入坑底一定深度，如果入土深度不足，墙体有可能会向坑内倾覆，引发周围土体的变形. 而工程区软土分布较多，容易产生大变形导致坑道边坡失稳、地面沉降及震陷下沉等不良地质问题.

图13 单元坐标系x轴方向的弯矩Fig.13 Bending moments in x-axis direction of element coordinate system

图14 单元坐标系y轴方向的弯矩Fig.14 Bending moments in y-axis direction of element coordinate system

坑外土体向坑内运动会导致围护结构变形，而围护结构变形会导致基坑外地层损失继而引发地表沉降，而且会使基坑外塑性区范围扩大，从而加剧坑底隆起. 因此，若要控制周围环境的变形，必须选择合适的基坑支护措施.

4 支护设计方案验算

以DE 段中点断面为代表性断面，采用理正软件进行单元计算，进一步检验数值模拟结果的可靠性. 采用弹性法及经典法计算内力和位移曲线，对于地表沉降则采用三角形法、抛物线法及指数法进行计算.

由图15 可知，指数法计算所得地面沉降曲线与数值模拟和监测结果更为相符，开挖结束后，地表沉降最大值为22 mm，发生于距基坑边缘约13 m处.

图15 开挖后地表沉降曲线Fig.15 Surface settlement curves after excavation

地连墙的水平位移及弯矩如图16 所示，采用弹性法所得结果更接近数值模拟及监测结果.从第一步开挖到第四步开挖，墙体最大正弯矩和最大负弯矩均增大，最大正弯矩在支撑位置出现尖点，而最大负弯矩与水平位移最大值均产生于开挖面附近，但二者的位置并不完全对应，因此判断地连墙是否达到安全标准需要综合考虑基坑开挖面及最大位移点的弯矩值，全面分析测斜曲线. 开挖完成后三道支撑的所受轴力分别为817.56、1675.16、1132.54 kN，与前文所得结果较为接近.

图16 开挖后地连墙的位移及弯矩图Fig.16 Displacements and bending moments of the joist wall after excavation

采用瑞典条分法，土条宽度为0.40 m，进行基坑整体稳定性验算，应力状态采用有效应力法计算. 整体稳定安全系数Ks=1.799＞1.35，符合规范要求，该设计方案可行.

从支护底部开始，逐层进行抗隆起稳定性的验算，围护结构底部Ks=6.004≥1.800，达到规范要求. 采用圆弧条分法，将最下层支点当作转动轴心计算坑底抗隆起，Ks=2.004＜2.200，坑底抗隆起稳定性未达到规范标准. 因此，开挖完成后需要及时对坑底土体采取加固措施，以提高地基土的强度和承载力. 对嵌固段基坑内侧土反力验算可知，各个工况下，土反力均合乎要求.

5 结论

通过对广州轨道交通4号线某车站基坑开挖及支护全过程进行数值模拟，分析支护结构及周边土体变形特征，得出以下结论：

1）地铁车站基坑区地质条件较差，地表以下为力学性质较差的软土（淤泥和淤泥质土层），基坑开挖势必会造成基坑周边产生较大的变形和应力集中（支撑接触部位），因此需要对基坑的开挖及加固过程进行全过程监测，保证基坑及支护结构在不同施工工况条件下的稳定性；

2）基坑开挖过程中水平向位移较小，然而坑底边角部位由于侧向土体的挤压，产生较大的位移，土体发生塑性剪切破坏，但围护结构和支护结构未出现塑性破坏，基坑整体处于稳定状态. 基坑D区为基坑稳定性的薄弱部位，应力应变在不同的开挖步中变化频率较快，应采取加固处理措施；

3）通过对比分析数值模拟结果、基坑支护设计软件计算结果及监测值可知，对于基坑开挖变形规律研究，数值模拟是一种较为有效的方法，而通过对该工程实例进行支护设计方案验算可知弹性法更适合计算地连墙内力及位移，指数法则适合用于计算地面沉降曲线；

4）对软土深基坑开挖变形规律进行分析可知，地表沉降、围护结构变形与坑底隆起三者密切相关，本质上都是因为基坑开挖导致土体卸荷引起，所以为了控制周围土体变形，合理设计支护结构是基坑工程中不容忽视的一个环节.