密貼下穿既有地鐵車站的新建通道拆撐影響分析

曹 攀，章慧健，楊宇杰，張 帥，郭宏博

(1.西南交通大學交通隧道工程教育部重點實驗室,成都 610031; 2.西南交通大學土木工程學院,成都 610031;3.廣州地鐵設計研究院股份有限公司,廣州 510010)

引言

隨著城市軌道交通的快速發展,新建地鐵隧道(車站)近接既有地鐵隧道(車站)施工的情況越來越多[1-3]。為減小擾動影響,新建隧道施工往往采用化大為小、增加臨時支撐的分部開挖方法[4-6]。盡管臨時支撐在正常服役階段可以通過減跨提高開挖安全性,但是拆除臨時支撐會引起結構受力體系轉換,因而確保拆撐風險可控對于整個工程的施工安全十分重要。國內外學者對于隧道拆撐也進行了大量研究,田海波[7]針對平頂直墻條件下淺埋暗挖通道開挖和二次襯砌施工風險,對平頂直墻結構斷面適用條件進行分析,提出了不拆撐條件下的平頂直墻暗挖結構二次襯砌施工方法;朱正國等[8]以烏蒙山2號隧道為例,采用數值模擬方法對開挖過程進行計算,分析了開挖過程中圍巖與支護結構的應力以及變形變化特征,為拆撐提供了理論依據。張俊儒等[9]通過數值模擬及現場實測方法對新考塘隧道拆撐時的初支內力及安全系數進行分析,得到了雙層初期支護對于拆撐安全性的控制效果;柳獻[10]等采用模型試驗方法研究盾構主隧道在機械切削過程中的結構響應,得出拆撐步在整個施工中最危險,彎矩增量達到40～60 kN·m;張建國等[11]采用數值模擬及現場實測對廈門翔安隧道陸域CRD法施工進行了分析,得到縱向一次拆撐長度為10 m時對初支的影響較小;劉濤等[12-13]采用現場實測數據分析和數值模擬相結合的方法,對比拆撐前后圍巖與初支變形情況,進而對6 m范圍內交替拆撐,并以6 m為工作單元間隔拆撐的拆撐方案安全性進行分析,得出地表沉降、拱頂沉降及凈空收斂在拆撐前后增長量及影響均較小,可知初支的安全性受支撐拆除的影響較小;孫克國等[14]以青島地鐵3號線某暗挖地鐵站為例,采用理論分析、數值計算和現場監測3種手段,利用增量法對臨時支撐拆除過程中圍巖與結構的變形和內力變化規律進行研究,得出臨時支撐拆除的影響范圍為30 m,并結合車站周邊環境的允許位移值,確定并驗證了單次拆撐長度6 m時較為安全;雷震宇等[15-16]采用荷載-結構模型研究了南京地鐵鼓樓站-玄武門站區間渡線隧道拆撐過程,采用增量法得到了拆撐過程中結構內力變化規律,確定了合理的拆撐方案;炊鵬飛[17]以北京地鐵14號線東湖渠站工程為例,通過對臨時支護的拆除時間、方式以及長度分析,得到了一套安全合理,操作簡便的施工技術。

綜上,以往研究成果主要是對單體隧道或地下結構拆撐風險分析,且多以對比不同拆撐長度帶來的影響差異。依托成都地鐵8號線倪家橋站新建換乘通道零距離密貼下穿既有1號線車站工程為背景,對比分析“先施作二襯再拆撐”和“先拆撐再施作二襯”兩種施工順序對既有和新建結構的力學差異,并基于“先拆撐再施作二襯”工況進一步分析拆撐方案,為類似工程施工提供指導。

1 工程概況

新建成都地鐵8號線倪家橋車站換乘通道密貼下穿既有地鐵1號線倪家橋站近接施工工程,兩線在下穿段為正交關系,具體平面如圖1(a)所示。暗挖段密貼既有車站底板,暗挖段結構寬23.4 m,高9.05 m,下穿段長17.3 m,暗挖段剖面如圖1(b)、圖1(c)所示。既有車站和新建通道的主要結構尺寸如表1所示。

圖1 新建通道與既有車站的相對位置關系(單位:m)Fig.1 The relative position relationship between the new underpass and the existing station(unit: m)

表1 既有地鐵車站和新建通道的支護參數Tab.1 Lining parameters of the existing subway station and newly-built underpass

2 兩種拆撐工況力學差異對比分析

2.1 計算模型與計算參數

運用FLAC3D對上述兩種工況進行模擬研究,計算模型如圖2所示,對模型前后左右邊界施加水平約束,底面施加豎向約束,頂面為自由面;采用實體單元模擬圍巖及支護結構,分別服從Mohr-Coulomb準則和彈性準則。土層厚度及物理力學參數如表2所示,支護結構計算參數如表3所示。

圖2 計算模型(單位:m)Fig.2 Calculation model (unit: m)

表2 土層物理力學參數Tab.2 Physical and mechanical parameters of the soil layer

表3 支護結構計算參數Tab.3 Calculation parameters of the lining structure

需說明的是:初期支護中鋼拱架作用按其彈性模量折算給噴混凝土考慮,具體計算方法見式(1)。

(1)

式中,E為折算后混凝土彈性模量;E0為原混凝土彈性模量;Sg為鋼拱架截面積;Eg為鋼材彈性模量;Sc為混凝土截面積。

2.2 施工過程數值模擬實現

計算采用分部開挖進行,具體分塊如圖3所示,分為兩種工況,工況1(現場實際施工工序,拆撐長度為11 m)為“先施作二襯再拆撐”;工況2為“先拆撐再施作二襯”。各導洞開挖進尺均為2 m,此節中數值模擬中考慮最不利情況,即拆撐時一次性將新建通道縱向所有的臨時支撐全部拆除,具體計算步驟如表4所示。

圖3 導洞分塊示意Fig.3 Schematic diagram of the pilot tunnels

表4 新建通道分部開挖主要計算步驟Tab.4 Main calculation steps of the new underpass with partial excavation

2.3 計算結果分析

拆除臨時支撐改變了結構受力體系,對新建通道初支結構和既有車站結構均會產生影響。以下分別從結構沉降、彎矩兩方面來對比分析兩種工況下的拆撐附加影響。

2.3.1 既有車站拆撐影響分析

提取兩種工況拆撐前后位于下穿范圍內的既有車站中部斷面彎矩圖,如圖4所示。對于“先施作二襯再拆撐”工況,拆撐前后彎矩變化差異很小,拆撐后彎矩最大值為26.85 kN·m,位于車站頂板左邊墻處(開挖進口端)。對于“先拆撐再施作二襯”工況,拆撐前后彎矩形態及大小改變較大,拆撐后彎矩最大值為41.18 kN·m,出現在底板跨中,拆撐后車站頂板、底板下側受拉的范圍增大,拆撐對于既有結構而言是一種下拽力作用。

圖4 既有車站結構拆撐前后彎矩對比(單位:kN·m)Fig.4 Comparison of the bending moments of the existing station structure before and after dismantling lining (unit: kN·m)

提取下穿通道縱向中部位置在兩種工況拆撐前后既有車站的底板沉降做沉降槽曲線,如圖5所示?？梢钥闯?對于“先施作二襯再拆撐”工況,拆撐導致的沉降增量最大值為0.13 mm,底板兩端沉降幾乎相等,拆撐后沉降槽曲線形態幾乎無差別,車站底板沉降最大值為4.41 mm,所以先施作二襯對既有車站底板沉降具有很好的控制作用;而對于“先拆撐再施作二襯”工況,拆撐后曲線呈現更明顯的沉降槽特征,拆撐影響范圍主要集中在下穿通道開挖邊界對應的既有車站區域,沉降曲線形態由平底鍋形向沉降槽變化,拆撐導致底板最大沉降增量及最大沉降量分別為4.86,8.87 mm,而底板兩端整體沉降增加0.4 mm,影響較小。

圖5 既有車站底板沉降曲線Fig.5 Settlement curve of the floor of the existing station

2.3.2 新建通道支護結構拆撐影響分析

提取兩種工況拆撐前后新建通道縱向中部斷面初支、二襯彎矩值,具體如圖6所示?？梢钥闯?對于“先施作二襯再拆撐”工況,拆撐前后彎矩線近似重合,總體上底板上承受的彎矩較大,拆撐后初支彎矩最大值為32.41 kN·m,出現在 2-2導洞底板跨邊位置;二襯彎矩最大值為12.65 kN·m,出現在左側3-2導洞(臨近左側墻)底板跨邊位置,拆撐對于結構受力變形的影響不明顯。對于“先拆撐再施作二襯”工況,拆撐后初支受力狀態多處發生改變,如頂板、底板基本處于內側受拉狀態,側墻中部也是由外側受拉變為內側受拉,拆撐后初支彎矩最大值為46.20 kN·m,位于3-2導洞(臨近左側墻)底板跨邊。

圖6 支護結構拆撐前后彎矩對比(單位:kN·m)Fig.6 Comparison of the bending moment of the lining structure before and after dismantling lining (unit: kN·m)

圖7為“先施作二襯再拆撐”工況下拆撐前后二襯結構的第三主應力云圖,拆撐前二襯第三主應力最大值為0.12 MPa,二襯結構受力很小,而臨時支撐最大第三主應力達到6.05 MPa。拆撐后二襯中隔墻第三主應力明顯增加,可知豎向臨時支撐的力主要由二襯中隔墻承擔,二襯第三主應力最大值為2.67 MPa。

圖7 “先施作二襯再拆撐”最小主應力(單位:Pa)Fig.7 Minimum principal stress of “constructing the secondary lining before dismantling lining” (unit: Pa)

圖8分別為兩種拆撐工況下新建通道縱向中部斷面二襯頂板與初支頂板的沉降曲線。對于“先施作二襯再拆撐”工況,拆撐前后二襯頂板沉降差異較小,拆撐前后沉降差異值主要位于各豎撐位置處,拆撐后二襯最大沉降值為0.95 mm。對于“先拆撐再施作二襯”工況,沉降曲線呈現雙凹槽形態,這是由于分部開挖順序及支護時機不同導致的。拆撐后,初支頂板沉降增加明顯,尤其在位于臨時豎撐支承位置處的初支,拆撐后沉降變化最為顯著,3號臨時豎撐處拆撐后沉降值最大,達到10.30 mm,同時也是沉降突變量最大的位置,突變值為7.30 mm。

圖8 新建通道頂板沉降曲線Fig.8 Settlement curve of the roof of the new underpass

3 臨時支撐拆除方案分析

前文探究了依托工程實際圍巖及支護參數下“先施作二襯再拆撐”和“先拆撐再施作二襯”兩種工況力學差異,根據計算結果分析可知,前者工況,即在二襯施作之后進行拆撐對于既有及新建結構的影響較小。后者工況中拆撐則表現出較大的影響,拆撐行為明顯改變了結構的受力變形。不難想象“先施作二襯再拆撐”對于減小拆撐風險必定是具有更大優勢,但是這種方法的劣勢在于施工工序繁雜,作業空間狹小,這些劣勢會大大降低施工效率。而采用“先拆撐再施作二襯”施工順序,若能盡可能減小拆撐影響,施工效率將大大提高。因此,此節將進一步研究“先拆撐再施作二襯”工況,分析考慮不同拆撐長度和拆撐方式下新建及既有支護結構的響應規律。

3.1 拆撐方式擬選

拆撐方式及拆撐長度的選擇是隧道拆撐研究的重點方向[18-19],臨時支撐拆除通常選用的方法為按順序拆撐或跳倉法拆撐[20-21]。因此,本節基于“先拆撐再施作二襯”施工順序,擬采用以上兩種拆撐方式對比分析。第一種是順序拆撐,即按照擬定的拆撐長度全斷面拆撐,并及時施作二襯,再進行下一循環的拆撐與二襯施作;第二種是采用“跳倉法”拆撐,由于下穿段換乘通道長度僅有21 m,因此采取“隔一拆一”方式,本文拆撐區長度與隔倉區長度定為相同,以4 m拆撐長度為例,將換乘通道0～4 m,8～12 m,16～21 m段定為拆撐區段,4～8 m,12～16 m段定為隔倉區段,拆撐時將拆撐區段一次性拆除,然后施作此段二襯,在二襯穩定之后再一次性拆除隔倉區段臨時支撐并及時施作二襯。

擬定為4,6,8 m三種工況進行分析,兩種拆撐方式的具體實施步驟如表5所示。

表5 兩種拆撐方式具體實施步驟Tab.5 Specific implementation steps of the two modes of dismantling lining

3.2 計算結果分析

3.2.1 既有車站底板沉降

在新建通道進行拆撐之前,將計算模型的位移進行清零處理,以分析在不同拆撐長度情況下新建通道縱向中部對應的既有車站底板沉降增量,如圖9所示。采用順序拆撐法拆撐時,拆撐長度為4,6,8 m對應的最大沉降分別為1.9,2.2,2.5 mm;采用跳倉法拆撐,對應的最大沉降增量為3.4,3.9,4.5 mm。因此,可知跳倉法拆撐引起的沉降增量遠大于順序拆撐法。

圖9 既有車站底板沉降增量曲線Fig.9 Incremental settlement curve of the existing station floor

順序拆撐法在各拆撐長度下,底板沉降增量最大位置位于既有1號線斷面跨中處,跳倉法由于各拆撐長度下隔倉區間的位置不同,最大沉降位移不嚴格位于既有1號線斷面跨中,但總體分布在跨中附近,這是由于新建通道臨時支撐直接承受由1號線斷面跨中柱子傳下的力,因此,拆撐后沉降增量最大部位處于既有1號線斷面跨中附近。

3.2.2 新建通道頂板沉降

通過前面分析可知,拆撐最不利位置位于下穿通道縱向中部,現提取各拆撐長度下新建通道頂板沉降云圖,并給出下穿通道中部斷面初支以及二襯最大沉降增量,如表6所示。

表6 下穿通道中部豎向沉降云圖 mTab.6 Vertical settlement cloud picture of the middle part of the underpass

各施工步完成后,提取兩種拆撐方式下穿通道縱向中部初支頂板(考察點)的沉降增量值,繪制曲線如圖10所示,從圖中可以明顯看出,當臨時支撐拆除到考察點的時候,頂板沉降增加量達到所有施工步中的最大值,此時曲線斜率也最大。順序拆撐相比跳倉法拆撐,考察點受關鍵施工步(即考察點位置臨時支撐拆除)的影響更小。在4,6,8 m的拆撐長度下,兩種拆撐方法在關鍵施工步完成后的沉降突變量如表7所示。

圖10 各施工步完成后新建通道初支頂板沉降增量曲線Fig.10 Settlement increment curve of the roof of the preliminary lining of the new underpass after the completion of each construction step

表7 關鍵施工步完成后初支頂板沉降突變量 mmTab.7 Abrupt change in the settlement of preliminary lining of roof after the completion of key construction steps

3.3 拆撐方案選擇

前文中提到在拆撐計算前對模型位移進行了清零處理,著重分析拆撐這一步引起的結構沉降增量,但下穿通道前期的開挖與支護,結構已產生較大沉降,在分析總沉降時需予以考慮。

為保證施工管理的可控性,應保證新建通道上方既有地鐵車站的變形值在控制管理值之內,施工現場對于既有車站結構沉降值控制在8 mm之內。兩種拆撐方式下,各拆撐長度對應的既有地鐵車站底板最大總沉降值如表8所示。

表8 各工況下既有地鐵車站底板最大總沉降量 mmTab.8 Maximum total settlement of the floor of the existing subway station under various conditions

由表8可以看出,采取順序拆撐方式,各拆撐長度下既有車站底板總沉降量均未超過控制值。對于跳倉法拆撐,當拆撐長度為8 m時,總沉降量為8.72 mm,已超過8 mm沉降控制值;當拆撐長度為6 m時,總沉降量為7.88 mm,已十分接近沉降控制值。因此,對于順序拆撐法,可選取8 m的拆撐長度,其優點在于對于既有結構的影響較小,但是其施工工序略多于跳倉法,需完成6個施工步,適合于現場施工班組人員及設備較少的情況;若選擇跳倉法拆撐,可選取4 m的拆撐長度,雖然僅需4個施工步,但需展開多個施工作業面同時施工,對于施工班組人員及設備數量要求高得多,若非工期嚴格,建議選擇拆撐長度為8m的順序拆撐方式。

4 現場監測

4.1 測點布置

現場對既有1號線的左右線4條軌道豎向沉降開展監控量測,沿1號線方向布置9個測點,測點具體分布位置如圖11所示。

圖11 沿1號線監測點布置(單位:m)Fig.11 Layout of the monitoring points along the Line 1 (unit: m)

4.2 現場測試結果

分別繪制拆撐前后的4條軌道(左線左軌、左線右軌、右線左軌、右線右軌)沿1號線方向的沉降曲線,如圖12所示?？梢钥闯?各軌道均呈現在下穿范圍內沉降大,兩側沉降較小的沉降槽特征,這與數值計算得出的規律相一致。對比2.3.1節采用數值模擬方式得出的“先施作二襯再拆撐 ”工況沉降槽曲線,由于實際施工情況及影響因素更為復雜,而數值模擬考慮的是理想情況,因此,下穿段中心線兩側實測沉降量并未如數值模擬結果對稱。從現場實測結果與數值計算結果均可看出,拆撐前后沉降曲線重合度較高,說明“先施作二襯再拆撐”工況下拆撐對于既有結構影響較小。從沉降量值來看,實測沉降最大值為4.89 mm,數值計算最大沉降值為4.41 mm,可知計算值與實測值具有一定的吻合性,印證了本文數值模擬的合理性,現場按照先施作二襯再拆撐的施工方法來控制沉降的效果是明顯的。

圖12 拆撐前后4條軌道沿1號線方向沉降曲線Fig.12 Settlement curve of 4 tracks along Line 1 direction before and after dismantling lining

5 結論

通過對比“先施作二襯再拆撐”和“先拆撐再施作二襯”兩種工況下的拆撐附加影響,并基于“先拆撐再施作二襯”工況進一步分析了拆撐方案,得到以下主要結論。

(1)“先施作二襯再拆撐”工況拆撐引起既有車站彎矩及沉降增量、新建通道初支彎矩及二襯沉降增量不明顯,在沉降曲線形態和彎矩沿結構橫斷面分布形態上,拆撐前后的差異均很小。

(2)“先拆撐再施作二襯”對于既有車站及新建通道而言影響明顯,一次性全部拆撐后既有及新建結構彎矩沿斷面分布形態變化顯著,最大彎矩分別為41.18,46.20 kN·m,在結構沉降方面,拆撐后既有車站及新建通道初支最大沉降突變量分別達4.86,7.30 mm。

(3)基于“先拆撐再施作二襯”工況采取順序拆撐與跳倉法拆撐,最不利區域均位于新建通道縱向中部,在4,6,8m拆撐長度下,順序拆撐施工模擬完成后初支的沉降增量分別為2.28,2.75,3.23 mm,跳倉法分別為3.24,4.26,5.23 mm,且兩種拆撐方式下二襯沉降量均未超過1 mm。