臨近高架橋初支拱蓋法車站施工影響分析

史宣陶

（中鐵二院工程集團有限責任公司，成都 610031）

0 引言

相對于洞樁法和雙側壁導坑法等暗挖工法，拱蓋法具有施工作業面大、效率高、安全性好的優點，在上軟下硬地層條件下地鐵修建中得到了較為廣泛的應用。國內外不少學者對這一工法的適應性進行了研究[1，2]，此外，對車站施工過程中穩定性以及變形特性進行的研究，施玉晶[3]比較了雙層初期支護拱蓋法和二次襯砌拱蓋法下隧道結構穩定性；趙晨陽等[4]通過有限元分析研究穿越斷裂帶車站拱部支部結構變形隨蓋拱施工的變化規律；孔超等[5]以模型試驗手段，結合數值分析，對不同工況下初支拱蓋施工過程中圍巖變形規律以及拱蓋結構極限承載能力進行了對比分析；黃斐等[6]采用數值分析方法對拱部CD 法修筑的土巖復合地層雙層初期支護拱蓋法隧道結構的穩定性進行了研究，并提出了支護方案和工程措施；龔旭東[7]以青島某地鐵車站為依托，采用數值模擬及現場監測方法，對初支拱蓋法施工變形規律及控制進行了研究。

以臨近新冠高架的青島地鐵2 號線一期工程小港站為工程背景，在車站設計措施和高架橋保護措施的基礎上，建立了臨近橋梁的車站及區間三維有限元模型，詳細分析了不同施工步序下橋樁水平位移、豎向位移及差異沉降變化特征。所得結論可為類似條件下初支拱蓋法地鐵車站施工中臨近橋梁保護提供借鑒與參考。

1 工程概況

青島地鐵2 號線一期工程小港站位于惠民路與冠縣路交叉口，新冠高架路和膠濟鐵路西側，沿冠縣路呈西南-東北向布置，車站西側為海逸景園小區、海逸學校，東側為新冠高架路，車站主體位于新冠高架西側海逸景園廣場下。小港站為單拱曲墻大斷面暗挖地下兩層車站，車站長215m，車站拱頂埋深23.6～26.6m，開挖跨度22.5～24.0m，開挖高度18.6～19.5m，共設置3 座豎井進行車站主體施工。車站共設置3個出入口、4個安全出入口和2 組風亭。

青島新冠高架建于2011 年，橋上道路為雙向8車道，橋梁基礎為擴大基礎、樁基，基礎埋深3.6～17.9m。橋梁型式為鋼筋混凝土連續梁，跨度30～32m。高架橋與車站主體相對位置關系如圖1 所示，橋梁基礎距離車站主體最近水平距離1.40m，距離車站拱頂最小豎向距離9.86m，最小凈距14.67m。

圖1 車站主體與新冠高架橋相對位置關系（單位：m）

2 工程地質條件

2.1 工程地質條件

根據勘察成果顯示，勘察場區內第四系主要由全新統人工堆積層（Q4ml）及第四系上更新統洪沖積層（Q3al+pl）組成，下伏基巖為燕山晚期花崗巖（γ35），煌斑巖呈脈狀穿插其間，部分地段受構造作用影響形成的砂土狀碎裂巖及塊狀碎裂巖。地層層序自上而下分別：第①層、素填土、第1○層、粉質黏土、第16○上層強風化上亞帶、第16○下層強風化下亞帶、第17○層中等風化帶、第18○層微風化帶、第18○03層、風化節理發育帶、第18○1層微風化帶、第16○0-5層砂土狀碎裂巖、第17○0-5 層、塊狀碎裂巖。

2.2 水文地質條件

場區地下水主要類型為第四系孔隙潛水與基巖裂隙水，二者間無穩定的隔水層，具有一定的水力聯系。第四系孔隙潛水主要分布于剝蝕堆積地貌單元，基巖裂隙水主要分布于剝蝕斜坡地貌單元。地下水穩定水位埋深：1.70～7.10m，穩定水位標高：3.12～6.78m。

第四系孔隙潛水：地下水賦存于第①層填土中。富水好，屬于中等-強透水層。基巖裂隙水：在場區主要以層狀、帶狀賦存于基巖強風帶、節理密集發育帶中，由于節理發育不均勻，其富水性不均勻。強風化帶中，透水性較差，富水性貧；節理發育帶及構造破碎帶中，裂隙張開性好，導水性較強，富水性中等。

3 橋梁保護措施

3.1 車站主體設計措施

車站主體結構設計措施如下：

（1）采用雙層初支拱蓋法，Φ25mm 中空錨桿+拱墻格柵鋼架支護；小里程端塊狀碎裂巖處拱部采用Φ108mm 大管棚+Φ42mm 超前小導管預加固圍巖；標準段拱部局部破碎地段設Φ89mm 中管棚；大里程端局部破碎處增設Φ42mm 超前小導管預加固圍巖。

（2）嚴格按“短進尺、弱爆破、早封閉、勤量測”進行施作。

（3）拱部采用CD 法開挖，待第2 層初支拱蓋達到設計強度后，再根據監測情況拆除臨時中隔壁，兩層初支鋼架通過第1 層鋼架預留的胡須筋連接，形成整體。

（4）開挖時應嚴格控制開挖循環進尺，邊開挖邊支護，杜絕一次開挖多榀和架設多榀現象，設置鋼架地段一次進尺不大于鋼架間距。

（5）注意對拱腳巖石進行保護，控制爆破強度，必要時采取機械開挖或靜態爆破。必須清除拱腳基底浮渣。

（6）拱腳處應設置鎖腳錨桿，每榀格柵鋼架單側設置2 根鎖腳錨桿。拱腳存在破碎帶時，應采取拱腳設置注漿錨管加固地層（代替鎖腳錨桿）和加強連梁，必要時打設豎向鋼管樁等措施。

（7）邊墻上、下部分錨桿采取差異化布置，鄰近大拱腳的錨桿長度應適當加長，間距適當加密。錨桿應設置一定的下偏角。

（8）做好超前地質預報、超前探水，加強監控量測，加強施工管理，做好相應應急預案。

（9）開挖后視地下水出露情況，采用局部徑向注漿堵水，若超前地質預報反映水量較大，可采用超前帷幕注漿堵水。

3.2 橋梁保護措施

車站主體施工中，針對橋梁保護采取的主要措施如下：

（1）施工前，在橋面設置醒目的標志，在橋上設置減速帶。

（2）高架橋基礎處爆破震速控制在1.0cm/s 以內，同時滿足鐵路部門相關要求。

（3）初支完成后要及時對初支及二襯背后進行回填注漿，并做好注漿堵水措施。

（4）橋梁基礎前后3m 范圍內車站主體二襯配筋提高一個等級。

（5）線路右側側墻格柵鋼架在橋梁基礎前后各3m 范圍內間距同拱部格柵。

（6）加強對基礎和橋面的監測，根據監測結果，必要時采取地面或洞內注漿加固等措施。

（7）施工前對橋梁結構及基礎進行全面評估，對橋梁基礎形式、結構現狀進一步調查。

4 數值計算分析

4.1 數值模型的建立

小港站臨近新冠高架三維有限元計算模型見圖2，模型中車站主體、區間隧道、新冠高架結構見圖3。

圖2 三維有限元計算模型

圖3 模型中車站、區間與高架橋相對位置關系

（1）為消除邊界效應，X 方向長度取182m，Y 方向長度取134.7m，Z 方向高度取100m。

（2）土層采用均一化處理，把地表和各土層處理為平面。

（3）新冠高架橋橋樁采用梁單元模擬，承臺、橋墩以及上部結構采用實體單元模擬。區間隧道初支和二襯采用板單元模擬。車站主體拱部一層初支、拱部以下初支、中隔壁、中板采用板單元模擬，拱部二層初支、車站二襯采用實體單元模擬。土體模型采用摩爾庫倫模型。

（4）上表面為自由面，側面施加水平約束，底面施加水平、豎向約束。

（5）荷載情況：土體自重由自動生產，分析中地面超載主要為地面交通產生的，超載值取20kPa。

4.2 計算參數

模型共分8個土層，土體物理力學參數取值情況見表1。車站初支和二襯、區間初支和二襯以及橋梁結構材料計算值見表2。

表1 土體物理力學參數

表2 材料計算取值

4.3 模擬步驟

車站主體開挖步驟如圖4 所示，根據圖4，將計算模擬分為26 步，具體模擬情況列見表3。

圖4 車站主體開挖步序圖

表3 計算工序

4.4 計算結果與分析

文中選取新冠高架橋橋樁為分析對象，詳細分析車站主體及區間隧道施工時橋樁位移變化情況。其中橋樁編號如圖5 所示，從車站自區間方向，分別編號1#、2#、3#。位移方向上的規定：X 方向位移為橫向水平位移，Y 方向位移為縱向水平位移，Z 方向位移為豎向位移。

圖5 橋樁編號示意圖

施工完成后橋樁橫向水平位移、縱向水平位移和豎向位移云圖如圖6 所示。由圖6 可知：①車站和區間施工引起的橋樁豎向位移大于橫向水平位移，縱向水平位移最小；②由車站到區間方向，橋樁的三向位移逐漸減小，靠近車站的橋樁位移大，靠近區間橋樁位移小，車站施工影響明顯大于區間。

圖6 地鐵完成后橋樁位移云圖

橋樁豎向位移隨施工步變化曲線如圖7 所示。由圖7 可知：①同一承臺下4 根橋樁豎向位移隨施工步變化趨勢一致，1#承臺、2#承臺下橋樁沉降隨著施工步不斷增大，3#承臺下橋樁先發生隆起位移，二襯施工后轉變為沉降位移，且隨區間施工逐漸增大；②同一承臺下靠近地鐵一側的2 根橋樁豎向位移大于遠離地鐵一側的2 根橋樁豎向位移；③對于1#承臺，拱部1～4 部施工完成后，4 根橋樁豎向位移分別為-1.41、-1.22、-1.66、-1.34mm，分別約占總位移的65.5%、64.5%、64.9%、65.8%。車站主體施工完成后，4根橋樁豎向位移分別為-2.08、-1.83、-1.74、-1.99mm，分別約占總位移的96.8%、96.7%、97.4%、97.4%。對于1#承臺橋樁，車站主體施工引起的豎向位移遠大于區間施工引起的豎向位移，且車站拱部1～4 部施工對于橋樁豎向位移影響最為明顯；④對2#承臺，拱部1～4部施工完成后，4 根橋樁豎向位移分別為-0.22、-0.19、-0.14、-0.17mm，分別約占總位移的33.3%、34.0%、28.9%、27.7%。

圖7 橋樁豎向位移隨施工步變化曲線

車站主體施工完成后，4 根橋樁豎向位移分別為-0.39、-0.35、-0.28、-0.32mm，分別約占總位移的61.4%、61.5%、55.6%、54.8%。對于2#承臺橋樁，車站主體施工引起的豎向位移稍大于區間施工引起的豎向位移。

橋樁差異沉降隨施工步變化曲線見圖8。由圖8可知：①1#橋樁差異沉降最大，最大值約為0.345mm。2#橋樁差異沉降次之，最大值約為0.134mm。3#橋樁差異沉降最小，最大值約為0.034mm；②對于1#、2#橋樁，差異沉降主要是在車站拱部1～4 部施工階段發生，車站下部及區間施工階段，差異沉降雖有一定的增大，但變化幅度較小；③對于3#橋樁，差異沉降主要發生在區間施工階段。

圖8 橋樁差異沉降隨施工步變化曲線

5 影響性分析

根據高架橋鑒定報告并結合現場周邊環境條件，確定高架橋位移控制指標：高架橋墩臺豎向位移控制值10mm；相鄰墩臺間不均勻沉降差縱向2mm，橫向3mm；承臺和橋樁水平位移控制值為3mm。各項位移控制指標隨施工變化曲線如圖9 所示，各項指標變化均發生在車站主體施工階段。位移控制統計結果見表4，墩臺豎向位移最大值約為2.473mm，相鄰墩臺縱向不均勻沉降差最大值約為1.961mm，承臺水平位移最大值約為1.498mm，橋樁豎向位移最大值約為2.140mm，均滿足控制標準要求。

圖9 各項位移控制指標隨施工步變化曲線

表4 位移控制統計結果

車站及暗挖區間未施工橋樁軸力為663.9～1541.1kN，車站施工后，橋樁軸力為579.2～1910.7kN，區間施工后588.8～1934.1kN，車站和區間施工后，橋樁軸力有所增加，但分布情況變化較小。

6 結語

建立了臨近高架橋的初支拱蓋法車站及暗挖區間的三維有限元模型，基于數值分析結果，分析了高架橋橋樁水平位移、豎向位移及差異沉降變化特征，研究結論如下：

（1）橋樁位移以豎向位移和向地鐵方向的橫向水平位移為主，高架橋軸線方向的水平位移不明顯。橋樁位移在空間上由車站到區間方向逐漸減小。

（2）橋樁位移隨不同施工步序變化特征與橋梁結構位置有關，車站范圍內和車站與區間過渡范圍內的橋樁位移隨施工步不斷增大，區間范圍內橋樁位移變化特征為先增大、再減小、后反向增大。

（3）車站范圍內橋樁位移主要發生在車站主體施工階段，其中拱部CD 法開挖部分施工引起的位移占總位移的2/3，是高架橋監測的關鍵階段。

（4）綜合計算分析結果，高架橋各項位移控制指標未超過容許值，可認為車站設計參數、橋梁保護措施合理，使得高架橋結構處于安全狀態。