拱盖法地铁车站施工沉降规律及控制对策研究

王 丹，张海波，王渭明，秦志斌，孙捷城

(1.山东科技大学土木工程与建筑学院，山东青岛 266590;2.青岛市政工程管理处，山东青岛 266590;3.中铁十七局集团第一工程有限公司，山西太原 030032)

0 引言

随着国民经济的不断发展，城市地铁建设也在快速发展。在复杂地质条件下修建浅埋大跨地铁车站是地铁施工中的难题之一。拱盖法在北京地铁施工中首次应用并取得了成功［1］，但此工法应用地质条件特殊，关键施工工艺不成熟，理论多限于区域性。钟国［2］针对大连地区特殊地质条件，详细介绍了拱盖法的应用;吕波［3］对大连中山广场站应用拱盖法得出了大拱脚施工和扣拱施工等关键技术问题。以上研究均未分析在土岩复合地质条件下导洞开挖的先后顺序，及柔性支撑换作拱盖二次衬砌等对地表横向和纵向沉降的影响规律。

青岛地铁3号线中山公园车站地质条件复杂，上部为强风化碎裂岩体，下部为微风化花岗岩，是典型的上软下硬地质，符合拱盖法特殊地质要求。车站位于闹市区，上方道路车流量较大，周边为繁华的商务办公区及居住区，且车站跨度较大，施工过程中必须严格控制变形。由数值模拟［4－5］结合实际监测数组和施工习惯，分析了车站上断面左中右导洞均错开12 m平行施工下地表纵向、横向沉降规律，掌握了掌子面超前变形范围及上断面开挖横向影响半径及导致沉降的主要施工步序，提出了关键加固对策，优化了施工工艺，总结出了复杂地质条件下特殊施工方式的地表沉降规律，并指导了现场施工，可为同类工程提供借鉴。

1 工程地质概况

青岛地铁一期工程(3号线)中山公园站全长176.9 m，地处香港西路正上方、天泰体育场西北侧，附近有韶关路、荣成路和香港西路交汇，市政管线较多，车流量大，有大型市政车辆通过。车站埋深11 m，覆跨比为0.48，属于浅埋。地貌类型为剥蚀斜坡，地势较为平坦，拱顶上部4种岩土层均为强风化及全风化的碎裂岩土体，地层特征如表1所示。

表1 地层特征Table 1 Characteristics of different strata

部分岩层经过青岛山派生断裂带，断裂带内主要为砂状土碎裂岩和块状碎裂岩，围岩分级为Ⅵ级。地下水按赋存方式主要为第四系松散土层孔隙水，水位距地面9.7 m，受季节影响，在开挖硐室内呈滴或渗状。基坑涌水量为376.62 m3/d，主要含水层为强、中风化岩带的基岩风化裂隙水。

2 施工过程模拟

2.1 拱盖法及特点

车站拱盖法施工步序为:1)对称同步施工左右两侧导洞并支护;2)施作中导洞并支护;3)施作灌注桩及纵托梁;4)拆除临时中支撑并施作拱盖结构;5)放坡开挖下部硬质岩体并支护;6)完全开挖下部岩体;7)完成整体二次衬砌施作。

拱盖法常用于Ⅳ级以上、地质情况较好的围岩［6］，可充分利用下部围岩的稳定性和承载能力。传统暗挖法，如CRD法和眼镜法都是以台阶法为基本开挖方法，每一层台阶开挖均会引起地表沉降。盖挖法可充分利用青岛微风化花岗岩良好的支撑能力，使支护体系有保证，在拱盖形成后即可大面积施工作业，更安全，更高效。

2.2 开挖支护条件

车站上断面开挖最大宽度为22.9 m，开挖最大高度为7.365 m，采用双侧壁导坑法开挖，车站支护方案如图1所示。格栅钢架及侧壁临时支撑采用I22b工字钢，间距0.5 m，拱顶打设环距为0.2 m、排距为1 m、长为5 m的φ42无缝超前小导管，锚杆采用环距为1 m、纵距为1 m梅花形布置、长为4 m的RD25中空锚杆。两侧横向施作间距为1.2 m×1.2 m、长为4 m的单排小导管，双侧壁打设环距为1.2 m、纵距为0.75 m、长为2.5 m的φ22砂浆锚杆。

图1 车站支护方案(单位:mm)Fig.1 Supporting of Metro station(mm)

开挖形成完整的拱盖断面后，施作大拱脚处托梁及下部的C20混凝土灌注桩。依据勘察资料提供的基岩位置，分别设计A型3.2 m、B型4.8 m、C型9.4 m、D 型8.3 m，断面尺寸均为1.8 m ×0.8 m 的桩。根据施工风险源及周边环境等影响因素，密切观察监测数据，逐段拆除临时型钢支撑，边拆边施作C45混凝土拱盖二次衬砌。

车站下断面采用放坡式分台阶爆破法开挖，为保证高边墙稳定，在邻近边墙开挖时，围护桩之间打设长4.0 m的φ42注浆小导管，间距1.2 m×0.4 m梅花形布置。待导管施工完毕后，挂设钢筋网片，初期支护稳定后，一次性浇筑C45混凝土二次衬砌底拱。

2.3 建立模型

按照最不利地质情况和可能出现较大沉降的位置，选取危险断面用FLAC3D模拟分析，根据孔洞开挖对围岩可能产生的扰动范围选取数值模拟区域为:纵向(Y轴)176 m、横向(X轴)114.5 m、竖直方向(Z轴)80 m。模型三维图如图2所示。

图2 模型三维图Fig.2 3D calculation model

为准确模拟碎裂岩体风化破碎、裂隙充分发育的特征，假设各层岩体强度服从摩尔－库仑准则，设置大变形，施加地面荷载，进行初始地应力计算。根据数值模拟得出的沉降值与实际沉降值的比值确定地层参数折减系数，反演模型参数，最终确定地层材料及支护参数。地层材料及支护参数如表2和表3所示。

表2 地层材料参数Table 2 Parameters of strata

表3 支护参数Table 3 Supporting parameters

上断面开挖始于Y=176 m端墙处，为配合实际施工步序，在开挖过程中，左导洞超前右导洞12 m，右导洞超前中导洞12 m，形成左中右导洞均错开12 m平行施工形式(见图3)。将开挖和支护分成2个连续的工况，模拟施工过程的时间效应。上断面完成后，在拱盖二次衬砌的保护下放坡开挖中间岩体，再开挖两侧岩体。

3 地表及拱顶变形分析

3.1 监测点布置

参照实际监测点，在Y=80 m地表处沿隧道横向布置1排监测点，开挖范围内监测点间隔2 m，其余为5 m;在左导洞地表 DC01－03，DC01－05，DC01－07位置处沿隧道纵向布置3排监测点，如图4所示。

3.2 左中右导洞开挖云图分析

观察左导洞开挖竖向位移云图(见图5)，结合实测数据可知，左导洞开挖地表横向沉降影响范围为12.5 m，右导洞开挖后地表沉降范围出现骤增，在中导洞开挖后地面沉降范围达34.5 m，说明在土岩复合地层中，上断面开挖对地表沉降的影响范围约为自导洞中心线向外17.25 m，即1.5倍洞径左右。

图3 车站开挖步序图Fig.3 Excavation sequence of Metro station

图4 测点布置图Fig.4 Layout of monitoring points

塑性区云图如图6所示。由图6可知:左导洞开挖后，导洞周边1～2 m范围内出现了塑性区;型钢支撑和直墙处呈剪切破坏，拱顶及底部呈张拉破坏;在型钢与钢拱架连接处，岩体由于挤压发生剪切和拉伸破坏;拱脚处为剪切破坏。中导洞开挖后，左导洞周边的塑性区增加了34%，右导洞周边的塑性区增加了29%，中导洞在拱顶处张拉破坏单元最多，底板和拱顶与型钢支撑连接处出现剪切破坏塑性区。

3.3 上断面施工变形规律分析

3.3.1 地表沉降纵向曲线分析

图7为 DC01－03，DC01－05，DC01－07纵向监测点累积沉降量随掌子面匀速推进的时间变化曲线。左掌子面在Y=92 m时，位于Y=80 m处模拟与实测监测点均开始发生沉降，由于各点沉降曲线变化差异微小，且曲线高度相似，故推测出掌子面超前变形影响范围是12 m;曲线有2处速率加速区，分别为左导洞施工和中导洞施工，因中导洞开挖宽度大，对左导洞地表监测点产生影响，验证了3.2节中导洞开挖地面沉降范围达1.5倍洞径的结论。

图5 上断面开挖竖向位移云图Fig.5 Contour of vertical displacement in upper section excavation

图6 塑性区云图Fig.6 Contour of plasticized zone

图7 地表纵向沉降曲线Fig.7 Curves of longitudinal settlement of ground surface

3.3.2 地表沉降横向曲线分析

图8为监测点 DC01－04，DC01－05，DC01－06累积沉降量随左掌子面匀速推进的时间变化曲线，3条曲线均有2处沉降加速区。左掌子面位于Y=92 m时，DC01－04，DC01－05，DC01－06监测点均开始沉降，且沉降速率逐渐增大，其中DC01－04监测点位置靠近中心线，导洞开挖高度较大，地表车辆荷载较活跃，且爆破震动使其沉降速率最大。当左掌子面位于Y=80 m(监测断面)时，沉降曲线斜率第1次达到最大值(11.0 mm)，此后速率下降但沉降值持续增加;中导洞开挖至Y=80 m时，对左右导洞均造成二次扰动，使得沉降曲线斜率再次达到最大，沉降值为24.2 mm，沉降增加值为原来沉降值的127%。

图8 左导洞地表累积沉降量随时间变化曲线Fig.8 Time-dependent curves of accumulative ground surface settlement above left pilot tunnel

图9为监测点 DC01－01，DC01－02，DC01－10累积沉降量随中掌子面匀速推进的时间变化曲线，3条曲线中只有1处速率加速区。DC01－01监测点因左掌子面的超前影响，在中掌子面位置为Y=116 m(左掌子面Y=92 m)时开始发生沉降;右导洞掌子面位置为 Y=92 m(中掌子面 Y=104 m)也开始对DC01－01监测点产生超前影响，加之左导洞掌子面恰施工至监测断面，因此，DC01－01监测点沉降速率只增不减;中导洞掌子面位置为Y=92 m时，其超前影响对监测点 DC01－01，DC01－02，DC01－10再次扰动，弥补了右掌子面远离监测断面的沉降减少量，曲线速率几乎不变;中掌子面达到Y=80 m时，正上方监测点沉降速率第1次达到最大值，随后趋于稳定值。

图9 中导洞地表累积沉降量随时间变化曲线Fig.9 Time-dependent curves of accumulative ground surface settlement above central pilot tunnel

3.3.3 地表横向沉降经验公式

根据数值模拟，结合实际监测点沉降值，采用Origin对2组监测值进行拟合，得到该危险截面的沉降曲线，如图10所示。由于型钢支撑的作用，使得曲线在型钢支撑正上方位置处发生变化，类似于漏斗形状的曲线。对型钢支撑范围内的曲线进行拟合，得到高斯函数表达式

对型钢支撑外侧的曲线进行拟合，得到类似Peck［7－10］曲线表达式

式中:W1和W2为距离隧道模型中线x处的地面沉降值，m;Wmax为隧道模型中线处地面沉降值，m;x为距隧道中线距离，m;a，b，k为曲线拟合参数;i为沉降槽宽度系数;x0为型钢支撑距隧道中线距离，m。

图10 地表横向监测点沉降曲线Fig.10 Curve of transverse ground surface settlement

3.4 型钢支撑拆除及拱盖施作沉降分析

依据地表施工风险源及沉降控制目标等因素，为满足拱盖模板一次施作距离要求，由现场拆除试验段确定拆除长度:1)跳跃式拆除型钢支撑10 m;2)跳跃式拆除型钢支撑12 m。

表4为不同型钢拆除长度后拱顶实际监测点沉降位移变化量，方案2)拱顶最大沉降增加值达7.97 mm，超过了安全报警值。因拆除段初期支护的作用类似于两端铰接的“简支梁”，拆撑距离增加，导致“简支梁”挠度增大，为安全起见，一次拆撑距离不宜大于10 m。

表4 拱顶沉降值Table 4 Crown settlement mm

采用拆除10 m支撑方案，分析地表横向监测点的沉降变化可知:监测点DC01－01，DC01－02，DC01－03 实测沉降值分别增加了4.79，4.32，3.83 mm，分别占总沉降量的9.0%，8.9%，7.8%，相应的模拟监测增加值为4.32，4.08，3.64 mm，与实测值相吻合。因 DC01 －02位于型钢支撑正上方，钢支撑的换作属于临时柔性支撑向刚性永久支撑过渡。由于支护方式的刚度差异且上断面施工时间长，钢支撑的拆除到二次衬砌施作完成之间避免不了人为滞后，导致了型钢支撑范围处沉降增加值比其他范围略大。由竖向沉降云图(见图11)可知，在开挖范围内拱顶沉降发展至地面，地表横向沉降槽在开挖范围内漏斗形状消失。

图11 拱盖施工完成及竖向沉降云图Fig.11 Completion of arch-cover construction and contour of vertical settlement

图12为DC01－03，DC01－05，DC01－07地表纵向系列监测点在支撑未拆除区、支撑拆除区及拱盖施作区沉降变化量，可知沉降增加量在支撑拆除区较拱盖施作区大，拱盖混凝土施作后，不能及时发挥作用，模拟中沉降继续增加体现了支护效果的滞后。

图12 支撑拆除地表纵向沉降曲线Fig.12 Curves of longitudinal settlement of ground surface after temporary support is removed

3.5 下断面变形分析

下断面采用放坡式梯形开挖中间岩体后开挖两边岩体，再施作初期支护及二次衬砌，结合实际施工情况，模拟过程中每次进尺10 m。分析地表监测点的沉降变化可知:监测点DC01－01，DC01－02，DC01－03的沉降值分别增加了 1.82，1.72，1.48 mm，分别占总沉降量的3.4%，3.5%，3.0%。分析其余监测点的沉降值增量发现，沉降变化量基本在2 mm左右，即下断面的施工对地表及拱顶沉降贡献值较小，沉降量占总沉降量的3%～4%。因为拱盖施作完成后，拱脚立于较完整的围岩上，托梁下部的灌注桩将荷载稳定地传递到基岩上，使拱盖发挥了较好的围岩支撑能力，对下部施工起到了保护作用。下断面施工及竖向沉降云图如图13所示。

图13 下断面施工及竖向沉降云图Fig.13 Construction of lower section and contour of vertical settlement

4 关键施工对策

中导洞开挖和临时支撑拆除是导致沉降的关键施工步序，针对关键工序提出具体可行的支护措施是控制地表沉降的核心，提出以下施工策略:

1)中导洞应分三台阶采用双楔形掏槽方式爆破开挖，为确保钻爆施工所产生的地震效应不影响周围环境，在钻爆初期，每炮必进行爆破振速监测，以反馈信息，及时调整钻爆参数，减轻地面振动，控制地面沉降。开挖中严格控制超挖，并及时喷射混凝土封闭围岩，由于喷层与岩壁密贴，能有效避免裂隙中的超前注浆流失，防止围岩强度降低;此外，将喷射混凝土浆液灌入张开的裂隙或节理中，起到胶结和加固作用，提高围岩强度。

2)临时型钢支撑拆除换作拱盖二次衬砌时要严格控制每次拆撑长度，并在拆除段逐榀布设沉降观测点。为防止连续拆撑导致过大沉降，缩短“简支梁”长度，应跳跃式拆除，拆除顺序如图14所示。首先拆除1号支撑，进行沉降观测，若24 h内无明显沉降，方可继续拆除2号支撑，继续进行沉降观测24 h，如无变化则继续拆除3号侧壁支撑，依次拆除4，5，6，7号侧壁临时支撑。拆除过程中及时测量沉降变化值，反馈施工，调整施工方案。

图14 型钢支撑拆除顺序Fig.14 Dismantling sequence of steel supports

3)下断面开挖两侧岩体时，为了减小对灌注桩的扰动，使其稳定地传递荷载到稳定基岩上，在靠近灌注桩部位采用松动爆破，确保灌注桩不受扰动，以减小围岩的塑性区范围。根据桩的类型，A，B型桩基均打设1根1×7型φ15.2低松弛预应力钢铰线锚索，C，D型桩基均打设2根同样型号锚索。由于预应力锚索的作用，使得灌注桩在稳定性上有了改善，增加了荷载稳定传递系数。

5 结论与建议

综上所述，可以得出以下结论:

1)针对青岛地铁3号线中山公园车站的特殊地质条件，结合特殊步序顺序下的拱盖法施工，根据地表纵向沉降规律，得到了掌子面超变形范围为12 m。

2)在左中右导洞均错开12 m平行施工形式下，结合地表横向沉降规律，得出了左导洞开挖后，中导洞推进对左右导洞地表沉降仍有影响，会造成二次扰动。

3)暗挖施工涉及多工序、多环节的转换，工序间相互影响，使得中导洞正上方监测点也受左右导洞开挖影响，使沉降曲线与左导洞地表沉降规律不同，应对地表勤量测，保证周围构筑物的安全。

4)由上断面开挖云图推断地表沉降范围约为1.5倍洞径，并提取了工程危险断面的地表沉降经验公式。

5)分析3阶段施工对地表沉降贡献值，可知中导洞施工、柔性支撑换作拱盖二次衬砌是引起地面沉降的关键因素。

综合沉降规律及模拟结果，提出以下建议:

1)拱盖法工艺能较好地使用在上软下硬地层中的大跨隧道开挖施工，要加强测量，针对不同阶段下地表沉降值的模拟和监测结果，及时采取有针对性的措施。

2)为有效保证块石空隙的密实，提高拱顶上部碎裂围岩的稳定性，保证掘进和衬砌受力的安全，采用大坍落度混凝土灌浆填缝，并对不密实处打孔注浆，且超前注浆孔要堵塞密实，注浆结束4 h后方可进行掌子面的开挖并及时封闭开挖面。必要时在导洞内施作径向注浆管，在开挖轮廓外形成加固圈和隔水层。

3)多导洞开挖的大跨隧道中，合理优化导洞开挖顺序及开挖错距，有效组织各工序的无缝衔接，中导洞的开挖是沉降控制的关键步序。开挖时采取减少循环进尺，并分三台阶采用双楔形掏槽方式爆破施工，减少段装药量，严格控制爆破震速，可有效地控制地层沉降。

4)根据监测反馈值确定型钢支撑的施作时机和拆除方案，采取跳跃式对称拆除，一次拆除距离不超过10 m;拆撑之前在钢格栅连接处打设胀壳式锚杆，施加一定预应力以取代一部分支撑作用力，达到“以锚代撑”的效果;及时测量沉降变化值，重新反演计算模型，为调整施工方案提供信息。

5)为了增强灌注桩的稳定性，施作桩身预应力锚索，因桩锚组合具有较强整体的稳定性，故能确保将拱脚处的荷载稳定地传递至基岩，大大提高了安全系数。

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