杭州地鐵彭埠站基坑計算與監測結果分析

雷 崇

(中鐵第四勘察設計院集團有限公司,武漢 430063)

1 工程概況

1.1 工程簡介

彭埠站位于規劃的彭埠路與錢潮路十字路口,沿彭埠路東西方向置于道路下方；車站總長443.9 m,標準段寬44.5 m；整個地鐵車站由地下車站主體、8個出入口(包括4個資源開發出入口)和風亭三部分組成。

車站主體基坑圍護結構采用800 mm厚地下連續墻加鋼支撐形式。標準段基坑深16～17 m,端頭井17～18 m,地連墻插入比0.9～1.0。車站形狀不規則,且為長條形基坑,設計時將車站沿長度方向分為A、B、C 3個區,依次分別開挖施工。

1.2 工程地質及水文地質條件

本場地淺層地下水屬潛水類型,主要賦存于上部填土層及粉土、砂土層中,補給來源主要為大氣降水及地表水,并隨季節而變化,其靜止水位埋深一般在0.5～3.4 m；第二層為承壓水,主要分布于深部的(12)4、(14)2圓礫層中。本場地各土層的分層描述及土層物理力學參數見表1[1]。

2 基坑計算模型及監測方案

2.1 基坑計算原則及模型

基坑圍護結構按平面問題進行分析,取“荷載-結構”模式,采用“增量法”原理，進行開挖與回筑階段各工況結構計算。圍護結構按“m”法進行內力和位移的計算：在施工階段,按施工過程進行受力計算,開挖期間圍護結構作為支擋結構,承受全部的水土壓力及地面荷載。其受力分析模擬了施工過程,遵循“先變位,后支撐”的原則,在計算中計入結構的先期位移值及支撐變形。連續墻按彈性地基梁計算,在開挖面以下的土體以彈簧模擬,鋼支撐作為彈性壓縮的桿件。基坑采用明挖順作法施工,各施工階段結構荷載工況模型示意如圖1所示。

表1 土層物理力學參數

在建筑深基坑的支護設計中,往往需要多道支撐方能保證圍護結構的合理受力和穩定,而支撐的設置一般是在開挖到相應的位置后及時施設,以利基坑的穩定。在施工的不同階段,圍護結構、支撐體系和土體所形成的結構體系不斷變化,土壓力也隨著開挖的進行而不斷變化,增量法計算真實地模擬了施工開挖各階段的結構受力形式,對變化了的結構形式施加相應開挖階段的增量荷載,并計算由增量荷載所產生的增量內力和變形,與前階段已經產生的內力和變形疊加形成各階段計算內力和變形值。這樣的計算模式符合實際的開挖進程,比較科學合理。“增量法”圍護結構受力分析過程[2-5]如下。

(1)開挖至第一道支撐處(工況1),被動側基坑以下為土體彈性支點。內力變形分析得出本開挖階段所產生的計算內力和變形值。

(2)安裝第一道支撐,基坑開挖至第二道支撐處(工況2),墻背施加本開挖階段的水土壓力增量及開挖土體部分卸載(拆掉土體彈簧反加抗力模擬),被動側基底以下為土體彈性支點。將本階段內力變形值與第一階段所產生的內力變形值疊加后即得本階段的計算內力和變形值。

(3)其他幾個工況分析計算原理同(2)。

2.2 基坑監測方案

為使開挖工作順利進行,驗證圍護結構的設計和施工質量,對基坑進行開挖過程中的動態監測。主要監測內容有：地下連續墻側向位移、地下連續墻鋼筋應力、鋼支撐軸力、坑外地下水位、地表沉降、坑底隆起。基坑A區形狀較為規則,長、寬、深都較大,為了分析的方便,本文只給出A區的監測結果。A區監測點平面布置如圖2所示。

圖1 各施工階段荷載工況模擬示意

圖2 A區監測點平面布置

(1)地下連續墻側向位移。共設19個測斜孔,編號CX01～CX19。測斜管長度與地下連續墻深度相同。

(2)地下連續墻鋼筋應力。共設4組鋼筋應力計,編號GA01～GA04。每組5支,迎土面2支,背土面3支。

(3)鋼支撐軸力。共設10組軸力計,編號ZL1～ZL10。其中端頭井每組5支,標準段每組4支。

(4)坑外地下水位。共設9個水位觀測孔,編號W01～W09,孔深25 m。

(5)地表沉降。共設8組沉降觀測點,編號CJ1～CJ8,每組5個測點,每個測點離基坑邊緣的距離分別是2、6、14、24、36 m。

(6)坑底隆起。共設9組回彈觀測點,編號HT1～HT9。

3 計算與實測結果對比分析

3.1 地連墻側向位移(備注：“-”表示變形向基坑內,“+”表示變形向基坑外)

3.1.1 側向位移的監測結果分析

為了比較端頭井和標準段連續墻側向位移的異同,選取CX01、CX06兩個測點。同時因為CX01為斜撐,CX06為對撐,又選取相應的CX19、CX12作為對比。從圖3、圖6可以看到位移隨著開挖深度的增加而增加。在未加鋼支撐之前,圍護結構是懸臂梁形式,位移呈上大下小。在有預應力的鋼支撐加上之后,連續墻頂端逐漸向坑外移動,開挖面附近由于卸荷的作用向坑內移動,位移呈單調彎曲的弓形,最大位移一般出現在開挖面下1～2 m處,隨著開挖的進行,最大位移點逐漸向下移動。在開挖完成,澆筑墊層時位移達到最大值,隨著墊層的硬化和主體結構各層板的澆筑,位移逐漸穩定,甚至有所減少。

變形曲線呈單調彎曲的弓形,對于單撐的支護墻來說,是可以想象的。但是此基坑采用4道或5道預加應力的鋼支撐,在中間支撐點處按理論應出現反向彎曲,但是這里的實測曲線表明并非如此,曲線均仍呈單調彎曲的弓形。出現這種現象的原因,是因為第二道支撐一般總是在開挖到第二道支撐的底高程以下才設置。因此,第二道支撐作用的滯后延續時間較長。在這一過程中,按傳統的方法計算的第二道支撐的支撐力,部分將由第一道支撐與坑底以下的被動土壓力承擔,第二道支撐實際受力不僅滯后而且小得多,因此大大改變了支護墻的理論受力情況。至第二道支撐真正發揮作用時,連續墻已產生較大的拱出變形。下面幾道撐的機理與上述描述的相同,由此可見這種現象具有一定的普遍性。

圖3的CX01與圖4的CX19為同一斜撐測斜對應測點。從圖中可以看到二者曲線形式相同,變形位移對稱,最大位移量差別不大,都小于設計值。最大位移點都在19 m左右,即基坑底面下2 m處。

圖3 CX01的位移變化曲線

圖4 CX19的位移變化曲線

3.1.2 設計與監測結果的差異分析

盡管端頭井的位移和設計值差別不大,但是從表2中我們可以發現標準段處的位移與計算值比較均偏大,最大為CX15(-85.52 mm),遠超過設計值。為了探討這種差異的原因,給出了圍護結構標準段的一個斷面(CX06-12斷面)處的位移、軸力、彎矩、剪力理論計算包絡圖(圖5)。

表2 測斜孔最大位移匯總

從位移包絡圖可以看到,位移曲線呈弓形,最大位移出現在基坑底面下1～2 m處。這與圖6中CX12的實測結果吻合。但是也存在一些異同：(1)計算結果在地連墻底端存在10 mm左右的位移,但實測值為0。這是因為測斜儀假定地連墻底端固定不動,位移為0,即置于地連墻中的測斜儀本身是無法測量墻底位移的。(2)實測位移要遠遠大于計算值。計算最大值為39.8 mm,而實測最大值接近70 mm。如果考慮到地連墻底端還存在部分位移,實測結果會更大。究其原因分析如下。

注：“+”表示變形向基坑內,“-”表示變形向基坑外。圖5 圍護結構 CX06-12斷面計算內力位移包絡圖

(1)從計算理論上來說,計算結果采用“增量法”,遵循“先變位,后支撐”。“增量法”是一種彈性方法,故計算得來的位移也應屬于彈性位移。但是實際上,土是一種復雜的黏彈塑性體。特別是對于本工程區域內的砂質粉土、淤泥質黏土的地層,土的流變性很大,變形隨時間的發展很明顯,而不僅僅是彈性位移。從比較中可以看到,“增量法”算得的位移會比實際位移偏小。

(2)基坑周邊的超載過大。本站基坑范圍分布著深厚淤泥質黏土,土層靜止側壓力系數較大(達到0.6),圍護結構側壓力及變形對地面超載特別敏感；這可以從圖7中CX06的變化曲線看出。CX06的最大位移不再是向坑內,而是向坑外,最大位移點處在地連墻的最上端。整個地連墻14 m以上向坑外傾斜。這是因為CX12測點處于車站臨時出入口附近,此處堆載有大量的鋼筋而且有2臺50 t吊車也放置于此,運輸土方的車輛也從此經過。過大超載使CX12附近地連墻位移向坑內過快發展,支撐架設之后,通過支撐力的傳遞,此測點對面對應的CX06附近地連墻則向坑外變形。在開挖至基坑底附近時,正趕上杭州地鐵某車站基坑垮塌事故,所有地鐵車站被停工檢查,導致當時鋼支撐也未能及時架設,由于時間效應,造成了此處的位移過大。

圖6 CX12的位移變化曲線

圖7 CX06的位移變化曲線

(3)基坑的空間效應。在端頭井,支撐設置較密,側向位移受到剛度很大的端墻約束,從而抑制側向位移的發展。在標準段越是靠近基坑中部的位置,側向位移越大[6]。

(4)支撐架設不及時,有滯后現象。日本東京某工程對支撐的及時性效果做過試驗,試驗表明未及時架設支撐的支護結構,最大水平位移為30 mm,而及時支撐的結構其最大水平位移只有10 mm。

(5)實際巖土力學參數與計算值的差異。在勘測取值時,由于軟黏土靈敏度很高,土很容易受到擾動,這就造成了力學參數取值的偏差。

3.2 支撐軸力

圖8給出了ZL7(CX06-12斷面)的軸力變化曲線。從曲線上可以看出,鋼支撐在架設時由于施加有預加軸力,所以起初軸力并不為零。隨著開挖的進行,第一道支撐軸力逐漸增大,在施加完第二道支撐后軸力逐漸減小而后趨于穩定。二、三、四道撐的變化規律基本上和第一道撐相似。總體上來說從上往下,軸力值依次增加。

注：“+”表示壓力。圖8 ZL7的軸力變化曲線

比較圖5中支撐最大軸力和圖8的軸力曲線可以發現,計算結果和實測值變化規律基本相同,最大軸力值也比較接近。這說明用“增量法”計算,內力值和實際相差不大。

3.3 地表沉降(注：“-”表示回彈,“+”表示下沉)

圖9給出了CJ1、CJ3、CJ6三組測點的地面橫向沉降曲線,每組5個測點,每個測點離基坑邊的距離分別為2、6、14、24、36 m。測量范圍約為2倍的基坑開挖深度。從圖中可以看到CJ1、CJ6曲線形式相同,均為漏斗狀,由于地連墻外側與土體的摩擦力可以約束土體下沉,故靠近支護墻處的沉降量并不大,沉降最大值通常出現在距基坑邊1倍開挖深度附近。CJ1處于端頭井段,而CJ6處于標準段,由于空間效應,CJ6的值要大于CJ1；CJ3的曲線有所不同,可以看到地表有部分回彈情況,這也印證了墻體測斜中此處CX05、CX06點墻體位移為正值(即向坑外發生位移),CJ6的曲線反映地表沉降較大,這與墻體測斜中CX12、CX13的位移值-66 mm正好對應(向坑內發生位移)。

圖9 坑側地面橫向沉降曲線

圖10給出了坑側縱向沉降曲線。測點分別為CJ5-3、CJ6-3、CJ7-3、CJ8-3,測點距所對應的基坑邊緣均為14 m。從圖中可以看到,縱向曲線也為漏斗狀。如前所述,這也是由基坑的空間效應造成的。地層縱向不均勻沉降對平行于基坑側墻地下管線的影響至關重要,對此問題的研究和治理,在國內外文獻中尚少見聞[6]。

圖10 坑側地面縱向沉降曲線

3.4 坑底隆起

圖11為坑底橫向回彈曲線,測點分別為HT1、HT2、HT3、HT4、HT5、HT6。從曲線上看,回彈曲線仍為漏斗狀。其中端頭井處的回彈值小于標準段的回彈值,原因如前述。回彈曲線呈漏斗狀即兩邊大中間小的形式,產生這種現象機理在于：坑底隆起是垂直向卸荷而改變坑底土體原始應力狀態的反應。在開挖深度不大時,坑底土體在卸荷后發生垂直的彈性隆起。坑底彈性隆起的特征是坑底中部隆起最高,而且坑底隆起在開挖停止后很快停止。這種坑底隆起基本不會引起支護墻外側土體向坑內移動。隨著開挖深度的增加,基坑內外的土面高差不斷增大,當開挖到一定深度,基坑內外土面高差所形成的加載和地面各種超載的作用,就會使支護墻外側土體產生向基坑內移動,使基坑坑底產生向上的塑性隆起,同時在基坑周圍產生較大的塑性區,并引起坑外地面沉降。這種塑性隆起的特征是兩邊大中間小。

注：“+”表示回彈。圖11 坑底橫向回彈曲線

4 結語

(1)從本工程的計算值與實測值對比分析可以看出,用“增量法”計算的變形值與實測值相比偏小,內力值與實測值相差不大。

(2)基坑的時空效應對變形的影響是非常大的。時空效應對于地層自穩性差、需要支護(內支撐和錨桿等)的基坑影響尤為顯著,特別是具有流變性的軟黏土地層中的基坑工程[6～8]。在具有流變性的地層中進行基坑開挖,當施工進行到某一階段因某種原因暫停一段時間,變形會隨著時間不斷增長(實際上在施工期間,土體也具有這種流變性,只是由于時間較短相對而言不明顯罷了)。為了盡量減少時空效應對基坑工程的影響,這有待施工工藝的提高。比如盡量減少停工時間,盡快添加鋼支撐。在基坑開挖過程中,有計劃地對基坑內的土體進行各種形式的劃分,分段、分層進行開挖,以期在每一時刻都利用坑內被動土壓力形成的空間作用,形成對支護墻可靠的支撐。利用土體空間效應的方式有多種,有分段、分層開挖,有盆式和島式開挖等。

(3)軟弱土地基對于超載很敏感,施工中要盡量減小基坑周邊的超載量及堆載范圍。

[1] 杭州市勘測設計研究院.杭州市地鐵1號線工程一、二期工程市區段詳勘階段巖土工程勘察報告[R].杭州：杭州市勘測設計研究院, 2007.

[2] 唐 勇.“荷載增量法”在地下車站結構中的應用[J].四川建材,2005(2):42-45.

[3] 連少軍，張 聰.全量法與增量法在深基坑中的應用[J].同煤科技,2004(4):10-11.

[4] 王元湘.關于深基坑支護結構計算的增量法和總量法[J].地下空間,2000,20(1):43-46.

[5] 王元湘.深基坑擋土結構的受力分析[J].土木工程學報,1998(2).

[6] 從藹森.地下連續墻的設計施工與應用[M].北京：中國水利水電出版社,2001:243-245.

[7] 趙善同，陳志良.地下連續墻在杭州地鐵車站深基坑支護中的應用[J].鐵道標準設計，2009(9).

[8] 劉國彬,王衛東.基坑工程手冊[M].2版.北京：中國建筑工業出版社,2009.

[9] 中華人民共和國建設部.YB9258—97 建筑基坑工程技術規范[S].北京：中國計劃出版社，1997.

[10] 中華人民共和國建設部.GB50497—2009 建筑基坑工程監測技術規范[S].北京：中國計劃出版社，2009.