建筑物下方地鐵車站中洞法施工的力學效應

汪成兵，邵 普，周 寧

(交通運輸部公路科學研究院，北京 100088)

隨著城市地鐵建設的迅猛發展，新建隧道不可避免地會下穿地面建筑物，其中地鐵車站穿越地面建筑物的問題具有一定的代表性。目前對隧道下穿地面建筑物的研究主要集中在建筑物沉降預測、安全控制等方面，且多為地鐵區間等小斷面隧道[1-6]，對地鐵車站等大斷面隧道下穿地面建筑物的研究較少。

地鐵車站因其開挖斷面大、施工工序繁多，其施工力學效應也更加復雜，地表沉降控制相對更嚴格，因此采用合理的暗挖施工方法相當重要。中洞法作為淺埋暗挖法中比較常用的一種工法，在地鐵車站施工中得到了廣泛的應用，如北京地鐵5號線磁器口車站和蒲黃榆站等均采用該工法施工。國內外諸多學者針對中洞法施工的工序優化、施工效應等進行了研究[7-11]，但對采用中洞法下穿地面構筑物施工的研究較少。本文以北京某地鐵車站為工程背景，采用1∶20大比例模型試驗及數值模擬方法，對地面3層框架結構建筑物下地鐵車站中洞法施工時的力學效應進行研究，分析施工全過程中地表及建筑物的位移、圍巖及建筑物的應力分布特征及發展規律，以期為今后類似工程建設提供參考。

1 穿越施工模型試驗

1.1 工程背景

模型試驗以北京某地鐵車站為工程背景，車站采用復合式襯砌，初期支護噴射厚35 cm的C20早強混凝土，二襯采用C30混凝土。車站埋深13 m，寬23.86 m，高10.64 m，車站橫斷面如圖1所示。地鐵車站穿過的巖土層為粉質黏土、黏土和粉土，屬Ⅵ級圍巖。車站結構拱部設置超前管棚，管棚選用φ159的熱軋鋼管，間距500 mm，鋼管內灌注水泥砂漿。管棚間及結構上部外沿采用小導管周壁預注漿，小導管選用φ32熱軋鋼管，長度為3.0 m。

圖1 車站橫斷面圖(單位：m)

地鐵車站從1棟地面上3層鋼筋混凝土框架結構建筑物的正下方穿過，建筑物高13.0 m，橫斷面寬31.2 m。建筑物立柱橫截面的長×寬為0.7 m×0.7 m，橫梁橫截面的長×寬為0.7 m×0.4 m，立柱間距為7.8 m，第1層高4.5 m，第2和第3層均高4.2 m。建筑物采用條形基礎，基礎埋深2.0 m。

1.2 模型試驗相似關系

根據試驗的實際情況，確定試驗幾何相似比為1∶20，容重相似比為1∶1，根據相似理論推導，泊松比、應變、摩擦角的相似比均為1∶1；強度、應力、黏聚力、彈性模量的相似比均為1∶20，線荷載相似比為1∶400，質量相似比為1∶8 000。

1.3 試驗裝置

試驗在專門制作的模型試驗箱內進行。模型試驗箱的長×寬×高為4.2 m×2.5 m×0.6 m。為方便觀察，模型試驗箱的前后面板均采用厚度為19 mm的鋼化玻璃，玻璃面板的長×寬為2.0 m×1.5 m。玻璃面板的中下部預留開挖孔，開挖孔的尺寸根據試驗的隧道截面確定。模型試驗箱如圖2所示。

圖2 模型試驗箱

1.4 模型材料

試驗時對地層條件進行了簡化，將模擬范圍內的地層從力學上概化為均一介質的地層。地層力學參數依據該地鐵車站工程勘察報告按照地層高度加權平均選取，超前管棚及超前小導管注漿采用提高加固圈圍巖物理力學參數的方法模擬。根據設計資料，自車站起拱線至拱頂周邊1.0 m范圍內為圍巖加固圈。最終確定的模型材料配比及其物理力學參數見表1和表2，其中噴射混凝土模型材料力學指標取30 min的實驗值，二次襯砌、鋼管混凝土立柱及建筑物模型材料力學指標以終凝時的實驗值為準。

1.5 試驗過程

表1 地層及結構模型材料配方中各材料含量

表2 地層及結構模型材料物理力學參數

按照模型材料配比配制材料，分層填入模型箱，模型制作中嚴格控制模型材料的密度。模型土層制作完成后，吊裝建筑物模型安放在模型地表預先設定的位置。根據GB50009—2001《建筑結構荷載規范》[12]，建筑物頂層活荷載為0.5 kPa，其他層活荷載為3.5 kPa，每層樓面上所加重力荷載為2.5 kPa。為方便試驗操作，對建筑物荷載進行了簡化計算，即將樓面荷載及活荷載簡化成均布荷載加在橫梁上，將外墻重力荷載及縱梁重力荷載簡化為集中荷載加在梁柱交點上。建筑物配重如圖3所示，其中集中荷載及線荷載均已按照相似比進行了換算，分別為P1=P2=6.1 N，q1=52.5 N·m-1，P3=P5=21.9 N，P4=P6=6.1 N，q2=q3=105.0 N·m-1。

圖3 建筑物配重

模型制作完成靜置一段時間后開始試驗，地鐵車站施工按中洞法進行，施工順序按照圖4中標號的順序進行。

1.6 量測設備及測點布置

圍巖及建筑物位移、應力測點布置如圖5和圖6所示，地表沉降共布置15個測點(w1—w15)，建筑物頂部沉降共布置5個測點(w16—w20)。水平應力共布置20個測點(a01，a02，a04，a05，a07—a13，a21—a23，a26—a28，a31—a33)，垂直應力共布置15個測點(a03，a06，a14—a20，a24，a25，a29，a30，a34，a35)。地表及建筑物頂部沉降采用量程±25 mm的數顯位移傳感器量測，圍巖應力采用量程50 kPa的微型土壓力盒量測。

圖4 中洞法施工過程

圖5 位移測點布置示意圖(單位：m)

圖6 圍巖應力測點布置示意圖(單位：m)

1.7 試驗結果與分析

通過洞室的分步開挖、臨時支撐的施作與拆除、二次襯砌的分塊安裝，如圖7所示，實現了中洞法施工全過程的試驗模擬。

試驗結束后，地上建筑物第1跨(按從左往右的順序)第1層梁上靠近外側立柱的位置及第4跨第3層梁上靠近外側立柱產生了裂縫，如圖8所示。

圖7 中洞法施工過程

圖8 地上建筑物裂縫

1.7.1 地表沉降

不同施工階段地表沉降曲線(其中W8測點失效)如圖9所示，圖中橫坐標表示從模型試驗箱左邊界到右邊界的距離。從圖9可知：距離車站中線越近的測點沉降越大，距離車站中線越遠的測點其沉降越早趨于穩定；車站施工初期的中洞開挖支護期間的地表沉降最大，各測點沉降占最終沉降比例的平均值為34.4%；側洞開挖支護期間地表沉降次之，各測點沉降占最終沉降比例的平均值為33.6%；而中洞二襯施工期間的地表沉降最小，各測點沉降占最終沉降比例的平均值為6.3%；中洞施工完成后，地表沉降主要發生在車站中線兩側0.57 m范圍內，即中洞正上方；側洞施工后，地表沉降槽寬度增加，各點沉降增大，尤其是中洞上方以外的測點，沉降增大明顯；因受車站臨時支撐拆除影響，側洞二襯施工期間地表沉降較大。

圖9 不同施工階段地表沉降曲線

1.7.2 建筑物頂部沉降

不同施工階段建筑物頂部W17—W20測點(其中W16測點失效)沉降曲線如圖10所示，圖中橫坐標表示從建筑物左邊界到右邊界的距離。從圖10可知：建筑物頂部沉降規律與地表沉降相同，中洞開挖支護期間沉降最大，各測點沉降占最終沉降比例的平均值為40.9%，側洞開挖支護期間沉降次之，各測點沉降占最終沉降比例的平均值為26.0%，而中洞二襯施工期間沉降最小，各測點沉降占最終沉降比例的平均值為8.3%；在側洞二襯施作期間，因受車站臨時支撐拆除影響，建筑物沉降增加較大；在施工過程中，柱間沉降差逐漸增大；因受建筑物剛度約束影響，建筑物外側立柱的最終沉降差最大，達3.99 mm，從而導致地面建筑物第1跨、第4跨橫梁產生裂縫；W17，W18和W19測點所在立柱其相鄰的兩柱間的沉降差在中洞施工期間均增加較大，而最外側的W19和W20測點所在立柱間沉降差在側洞施工期間增加較大。因此，在實際工程施工中，應嚴格控制車站施工對地層的擾動，同時加強對地面建筑物沉降的監測，避免因車站施工導致地面建筑物破損。

圖10 不同施工階段建筑物頂部測點沉降曲線

1.7.3 圍巖應力

不同施工階段車站側壁圍巖垂直應力、水平應力的變化值曲線如圖11所示，其中應力變化值是指施工后與施工前的應力差值。從圖11可知：施工結束后，因受開挖卸荷效應及圍巖應力重分布影響，側壁附近垂直應力增加，水平應力減小；對垂直應力，中洞開挖支護期間應力變化幅度最大，中洞二襯施作期間應力變化幅度最小；而對水平應力，因測點更靠近側洞，在側洞開挖支護期間應力變化幅度最大，中洞開挖支護期間應力變化幅度最小；垂直應力在側壁的影響范圍大于水平應力，且垂直應力變化幅度大于水平應力。

圖11 不同施工階段側壁圍巖應力變化值曲線

圖12 不同施工階段車站頂部圍巖應力變化值曲線

圖13 不同施工階段車站底部圍巖應力變化值曲線

不同施工階段車站頂部、底部圍巖應力變化情況如圖12和圖13所示。從圖12和圖13可知：拱頂上方水平應力在中洞施工期間減小，在側洞施工期間增加，且側洞正上方的測點應力增加幅度最大；在側洞施工期間側洞上方垂直應力減小，側洞外側垂直應力增加，且側洞上方在施工過程中垂直應力變化幅度大于側洞外側；因受車站開挖卸荷影響，施工后車站底部應力減小，且垂直應力變化幅度大于水平應力。

2 穿越施工數值模擬分析

2.1 計算模型的建立

數值模擬以模型試驗的條件進行。計算模型中地層、結構物等的物理力學參數見表2。計算模型位移邊界條件為左右邊界水平位移固定、下邊界垂直位移固定、上邊界為自由表面。由于建筑物早已建成，建筑物及土體在重力作用下變形已經完成，假定新的變形完全是由地鐵車站施工引起的。計算模型中土體按理想彈塑性體考慮，采用線性Mohr-Coulomb屈服準則。地鐵車站臨時支撐、初期支護均采用梁單元模擬，車站二次襯砌、建筑物均采用實體單元模擬。由此建立的數值模型如圖14所示。

圖14 數值模型

2.2 數值模擬結果與分析

2.2.1 地表位移

地表沉降數值模擬結果與試驗結果的對比如圖15和圖16所示。由圖15和圖16可知：地表沉降歷時曲線計算結果與試驗結果吻合較好；與試驗結果相比，地表沉降最大值模擬結果稍小，但地表沉降槽寬度模擬結果較大。在試驗中，建筑物出現開裂破壞，地表沉降主要發生在建筑物區域范圍內，這也是地表沉降槽試驗結果比模擬結果窄的主要原因。

圖15 施工過程中地表沉降歷時曲線模擬結果與試驗結果的對比

圖16 施工結束后地表沉降曲線模擬結果與試驗結果的對比

不同施工階段地表水平位移曲線如圖17所示，其中指向模型右邊界為正，左邊界為負。在施工過程中，地表水平位移方向均指向模型中線，位移值逐漸增加。由圖17可知：地表位移最大點位于車站中線外側約0.9 m處，靠近建筑物外側立柱，最大水平位移達1.79 mm；因受建筑物剛度約束影響，在建筑物外側立柱附近，地表水平位移明顯減小；地表水平位移的變化規律與地表沉降相同，中洞開挖支護期間最大，占最終沉降量比例的平均值為49.8%，側洞開挖支護期間次之，占最終沉降量比例的平均值為24.9%，而中洞二襯施工期間最小，占最終沉降量比例的平均值為9.7%。

圖17 不同施工階段地表水平位移曲線

2.2.2 初期支護的彎矩及軸力

施工完成后初期支護彎矩及軸力如圖18所示。由圖18可知：初期支護最大彎矩為1.01 kN·m，出現在左、右下邊角，最大軸力為27.9 N，出現在初襯左、右側下部。因此在實際施工中，應重點關注初期支護左、右下邊角的結構安全性。

圖18 初期支護內力

施工結束后，立柱垂直應力、橫梁水平應力變化值如圖19和圖20所示，立柱從左往右依次編號，橫梁從下往上依次編號。由圖19和圖20可知：立柱下部垂直應力變化值較上部大；橫梁水平應力以橫梁中點為對稱軸呈對稱狀態分布，建筑物外側的第1跨、第4跨橫梁水平應力變化值比中間的第2跨、第3跨水平應力變化值大；在立柱與橫梁的交叉部分，由于集中荷載的作用，立柱垂直應力、橫梁水平應力出現明顯的突變；施工結束后，第3根立柱垂直應力變化幅度最小，第2根立柱垂直應力變化幅度最大；第1層橫梁水平應力變化幅度最大，第3層橫梁水平應力變化幅度最小。

圖19 立柱垂直應力變化值

圖20 橫梁水平應力變化值

2.2.3 塑性區

不同施工階段圍巖塑性區如圖21所示。由圖21可知：中洞開挖支護完成時，圍巖塑性區主要分布在建筑物基礎附近圍巖及側洞未開挖土體；中洞二襯施作完成時，建筑基礎下方圍巖塑性區向車站方向進一步發展，側洞未開挖部分土體塑性區范圍也進一步擴大；側洞開挖支護完成時，最外側立柱下方圍巖塑性區增大；車站施工完成后，建筑物基礎下方圍巖塑性區發展到車站邊界，車站左右側下邊角圍巖出現塑性區；因車站拱部進行了超前加固，在施工過程中車站拱部未出現明顯的塑性區，這也說明了超前管棚等超前加固的重要性。

圖21 不同施工階段圍巖塑性區分布圖

3 結 論

(1)在車站施工過程中，地表及建筑物頂部沉降、地表水平位移在施工初期中洞開挖支護期間最大，側洞開挖支護期間次之，而中洞二襯施工期間最小。中洞施工完成后，地表沉降主要發生中洞正上方，側洞施工后，地表沉降槽寬度增加。在側洞二襯施工期間，因受車站臨時支撐拆除影響，地表及建筑物頂部沉降增加較大。因此，在實際工程中，應嚴格控制車站施工對地層的擾動，尤其是臨時支撐拆除階段，同時加強變形監測工作，避免因車站施工導致建筑物破損。

(2)施工完成后，側壁附近水平應力、車站拱底水平應力和垂直應力均減小，側壁附近垂直應力增加。側壁垂直應力影響范圍大于水平應力，且垂直應力變化幅度大于水平應力；建筑物立柱下部垂直應力變化值較上部大，外側橫梁水平變化值比中間橫梁大。

(3)中洞開挖支護完成時，圍巖塑性區主要分布在建筑物基礎附近圍巖及側洞未開挖土體，隨著施工的進行基礎下方圍巖塑性區向車站方向進一步發展，車站施工完成后建筑物基礎下方圍巖塑性區發展到車站邊界。因車站拱部進行了超前加固，在施工過程中車站拱部未出現明顯的塑性區，這也說明了超前管棚等超前加固的重要性。