车站深基坑变形规律与稳定性分析

王锦涛， 雷 鹏， 刘涛影， 周阳宗

(1.中铁十六局集团北京轨道交通工程建设有限公司， 北京 101100； 2.中南大学资源与安全工程学院， 长沙 410083)

随着城市轨道交通的发展，基坑开挖深度不断加大并接近基岩，因此深基坑的变形和稳定性问题至关重要。中外众多学者对此展开了研究，Mana[1]通过计算连续墙最大位移值和墙厚土体最大沉降量，提出稳定安全系数法。Potts等[2]使用有限元法研究地层应力对连续墙结构的应力应变影响。Kai等[3]通过数值分析研究了基坑开挖尺寸、支护结构布置方式及刚度对基坑支护结构位移的影响。闫慧强[4]研究立桩深度、刚度、桩间距等对深基坑地表沉降、底部隆起等的影响，并利用马尔可夫链残差模型预测了深基坑长期沉降值。康神豪[5]通过数值模拟研究长宽比对基坑空间效应的影响，得出基坑宽度小于临界宽度时，底部隆起量增加，反之，底部隆起量变化不大。沈奕峰[6]对深基坑在钻孔灌注桩和内支撑下的稳定性进行研究，得出二者结合的方式可维持基坑的稳定，并指出，钻孔灌注桩起主要作用。李志佳[7]研究基坑土体参数、结构参数对深大地铁基坑稳定性的影响，得出土体中的弹性模量和泊松比对基坑稳定性无影响，黏聚力、内摩擦角、坑深、坡脚、容重对基坑稳定性的影响依次减弱。Hashash等[8]研究了基坑开挖深度变化对地表沉降量、连续墙最大弯矩等的影响及软黏土中土体应力历史对基坑结构变形的影响。胡勇[9]通过三维离心模型实验和数值模拟计算，揭示了基坑工程的空间角部效应，分析出承压水位变动对基坑变形规律的影响。Masuda[10]根据52个连续墙维护基坑监测数据分析，得出逆作法结合坑底加固等可有效减少墙体位移。奚家米等[11]研究软土地区基坑变形的时空效应得出土体的蠕变是基坑变形的主要因素。郭抗美等[12]对某医院大尺度深基坑的变形特性就行现场监测和数值模拟，为选取合适的支护结构控制基坑变形奠定了基础。冯忠居等[13]利用数值软件研究圆排式异型深基坑支护结构稳定性，为指导施工提供重要的参考价值。基于此，以智慧城车站深基坑为工程背景，通过数值模拟研究基坑全开挖、支护过程中引起的地表沉降、基坑底部土体变形、支护结构变形及基坑周围土体变形与稳定性，并通过对比现场地表沉降监测值与数值模拟结果，以期为智慧城车站深基坑的安全施工提供指导。

1 工程概况

智慧城站是广佛环线东环的重要组成部分，该站为地下两层单岛四线站。其西北侧为民房，东北侧为公交场站和楼房，西南侧为工厂厂房，东南侧为林地。车站长度为324 m，标准段宽为33 m，深度为23 m左右。智慧城站开挖范围内地层从上到下依次为：人工填土、粉质黏土和风化花岗岩，平均厚度分别为4、24和20 m。基坑开挖遵循“开槽支撑、先撑后挖、分层开挖、严禁超挖”的原则，支护形式采用地下连续墙+内支撑，地下连续墙厚度为1 m，端头井设置五道混凝土支撑，基坑内采用临时立柱桩，直径1.2 m，间距9 m。沿车站轴向水平方向设置5道内部支撑：第一、三道支撑的间距统一设为9 m，第二、四、五道支撑的间距统一设为3 m。第一道为砼支撑，截面尺寸800 mm×1 000 mm，支撑在冠梁上，连系梁截面尺寸600 mm×800 mm；第二道为钢支撑，采用Φ609 mm钢管；第三道为混凝土支撑，截面尺寸1 000 mm×1 200 mm，支撑在腰梁上，连系梁截面尺寸600 mm×800 mm；第四道为钢支撑，采用Φ800 mm钢管；第五道钢换撑采用Φ800 mm钢管，支撑结构布置如图1所示。

图1 基坑支撑结构布置示意图

2 数值计算模型的建立

如图2所示，模型尺寸为860 m×333 m×122 m，其中深基坑模型尺寸560 m×33 m×23 m。为保证数值计算结果的可靠性和准确性，经过前期大量的敏感性计算分析验证，最终确定X和Y两个方向上深基坑开挖范围内网格单元尺寸均为1 m，紧邻区域网格渐变过渡，呈辐射状向外分布，最大尺寸约为18 m；Z方向上，网格单元尺寸为1～14 m，且由上至下逐渐增加。深基坑模型底部边界采用固定支撑(即限制X、Y和Z三个方向位移)，两侧外边界采用滚动支撑(即仅限制X或Y方向位移)。数值模型采用摩尔库伦本构关系。由于现场缺乏取样条件，不能通过试验获得相关的物理力学参数，故岩土体所需力学参数均参考天河智慧城地下综合管廊工程岩土勘察报告和相关文献[14-15]获得，如表1所示。根据表1和表2分别对岩土体和支护结构赋予计算参数。此外，风化花岗被泥质填充，地下水赋存条件较差，透水性弱；在基坑开挖之前，地下水位通过系列排水措施将降至基坑底1 m以下，因此忽略渗流场的作用。开挖工况为：台阶开挖宽度为5 m/次，共开挖67次，本次模拟过程中采用“单向-分层分段-台阶开挖模式，设有5个分层，从上至下分段高度依次为5 m(分层开挖高度2 m+3 m)、4 m(分层开挖高度2 m+2 m)、6 m(分层高度2 m+2 m+2 m)、3 m(分层开挖3 m)和4 m(分层开挖高度2 m+2 m)。基坑支护结构中的钢支撑、砼支撑和连系梁可采用梁(beam)单元进行模拟，桩采用桩(pile)单元模拟，连续墙采用实体单元，墙与土之间的相互作用通过在墙内外两侧设置接触面(interface)实现。

图2 数值计算模型示意图

表1 岩土体物理力学参数

表2 支撑结构物理力学参数

3 深基坑变形规律

3.1 地表沉降变形

为充分了解基坑开挖引起的地表沉降变形，在基坑外两个正交反向上布置两条测线L1、L2，如图3所示。

图3 地表监测线布置示意图

如图4所示，基坑开挖后，地表沉降量随着施工不断进行而变化。基坑开挖第9次时，地表在-40 m位置发生最大沉降量，大小为0.5 mm左右，随着开挖向X正方向进行，监测线L1上的土体有不断挤压连续墙的趋势，但由于连续墙深入基坑底部11 m，且其刚度要大于土体刚度，连续墙与土体接触面位置存在摩擦作用，故其对周围土体的变形的起到阻碍作用。连续墙周围部分土体受到左右方向相反的挤压而使该部分土体产生略微隆起，隆起量约0.5 mm，同时随着基坑全部开挖完成，这种挤压隆起作用会增强，故在第57次、67次监测地表沉降时，地表在-40 m位置的沉降量略有减少，其值为0.3 mm左右。同样，监测线L2上的地表沉降也会出现类似的情况，第9次开挖仍在基坑端部位置，故其对基坑中部位置的地表沉降基本没有影响，随着基坑开挖完成，监测线L2上最大沉降量为3.2 mm左右，基坑连续墙到外围土体的地表沉降量变化呈抛物线型。地表沉降变形满足设计要求(低于0.1%H，其中H为基坑开挖深度，H=22 m)，基坑稳定性良好。同时，可以发现地表土体受基坑开挖的影响范围主要在基坑周边2H范围内，峰值沉降发生在周边H附近，在大于2H范围内的土体可认为几乎不受基坑开挖扰动的影响。

图4 监测线L1、L2上的地表沉降量

3.2 深基坑底部土体变形

基坑底部的变形情况对于基坑稳定性具有重要作用，为此在基坑底部布置3条监测线M1、M2和M3。如图5所示，3条监测线的坐标依次为：(-20，16.5，-22)～(540，16.5，-22)、(260，0，-22)～(260，33，-22)、(260，16.5，-22)～(260，16.5，-30)，单位:m。

图5 深基坑底部监测线示意图

基坑底部沉降量监测结果如图6所示，基坑底部的最大隆起量与开挖次数无关，只与最大开挖深度有关，第9次、第57次虽未开挖完成，但其开挖造成上部4 m的人工填土、18 m的粉质黏土层对基坑底部不再有压力作用，基坑底部产生显著的卸荷回弹现象，最大隆起量23 cm左右且主要发生在粉质黏土层，在基坑未开挖完之前，其开挖引起的底部隆起范围约50 m[图6(a)]。基坑宽度方向上的隆起呈抛物线形式，最大隆起量发生在基坑底部中心，约23.3 cm[图6(b)]，两边隆起量次之，出现这种现象的原因在于，随着开挖深度的不断增加，基坑底部由上部土体卸荷所引起的隆起造成被动土压力挤压土体向基坑内部移动，使土体受水平方向挤压产生隆起转移。由于第9次开挖位置距基坑底部中心很远，故其引起基坑底部中心的变形量很小且变形主要发生在粉质黏土层中[图6(c)]，第57次、第67次开挖引起底部中心的隆起量最大可达23 cm，隆起范围约6 m，在粉质黏土层与风化花岗岩交界处底部隆起终止，在下部风化花岗岩中未发生明显的变形[图6(d)]。

图6 监测线上基坑底部隆起量

3.3 支护结构受力

图7显示了基坑开挖后支护结构的轴向应力分布云图，从图7中可以看出，混凝土支撑的轴向应力约5 MPa，始终远低于钢支撑的轴向应力(最大值为51.9 MPa)。在砼支撑中，局部区域还产生了约1.3 MPa拉应力，但对结构整体稳定性无显著影响。从桩支撑的轴向应力分布可以看出，最大应力为2.3 MPa，最小应力为32 kPa，且最小应力集中在桩底。这是由于数值计算过程中，桩单元在轴向上可以与土体产生摩擦作用，当桩的上部受到荷载时，两者之间的摩擦效应有助于发挥桩对上部结构的支撑作用，当桩的上部因摩擦效应产生较大承载力时可导致桩底的轴向应力降低。

图7 基坑开挖完毕后支护结构轴向应力分布云图

3.4 深基坑四周土体变形与稳定性

3.4.1 连续墙变形

连续墙的变形可以更好地掌握深基坑整体变形情况，为此在连续墙中布置两条监测线N1和N2。如图8所示，坐标依次为(-20，0，-11)～(-20，33，-11)和(-20，33，-11)～(540，33，-11)，单位：m。

图8 连续墙监测线位置

连续墙由于基坑底部的隆起，其在垂直方向产生0.25～0.6 mm的正位移，但对整体稳定性影响不大，在X方向，连续墙在X=15 m位置两侧产生大小相等方向相反的位移，反映出连续墙后土体变形不均匀，连续墙有发生轻微转动的可能，其在Y方向的位移呈现“双抛物”线形式，位移量较小[图9(a)]。在N2监测线上X方向位移表现出相同的规律，但其在连续墙两端附近出现大小相等方向相反的位移，且位移量达到1 mm左右[图9(b)]，Y方向两端由于受相邻墙体限制影响，其位移量较小，但中间墙体受到墙后土体的较均匀的挤压作用，向基坑内部产生1.25 cm左右的变形[图9(c)]；连续墙底部深入风化花岗岩11 m，故基本受到底部隆起的极小影响，只在Z方向上0.8 mm的微小变形[图9(d)]，同样受到两边墙体限制，变形量更小，连续墙整体稳定。

图9 连续墙监测线上位移变化

3.4.2 连续墙后土体变形

虽然已经研究了连续墙的变形，但其后附近土体的变形直接会影响连续墙体的变形，因此有必要开展进一步研究，为此，在连续墙后2 m处布置两条测线Q1和Q2，如图10所示，坐标依次为(-22，0，-11)～(-22，33，-11)和(-20，35，-11)～(540，35，-11)，单位：m。

图10 连续墙2 m后土体监测线位置

连续墙后2 m的土体变形规律(图11)与连续墙墙体变形最大的不同在于，无论是在监测线Q1还是Q2，其受到基坑底部隆起的影响，产生沉降变形，变形量最大为1 mm，同样在监测线两端受到临近土体的挤压作用，其沉降量受到限制，Y方向的位移减少为连续墙变形的一半，主要原因在于其处于三相应力状态，变形被限制；X方向位移也不同程度减小，原因相同，此外，按照设计要求，土体侧向位移控制值在20 mm且≤0.25%H，满足要求，基坑稳定性良好。

图11 连续墙2 m后监测线上位移变化

3.4.3 深基坑周边等效安全系数

通过对等效安全系数分布图12可以得，连续墙与风化花岗岩层的安全系数处于同一水平，均在10左右，其结构具有良好的稳定性。基坑周边土体中的安全系数大部分为1.6～3，稳定性较低，但是在连续墙及基坑内部支撑结构的作用下仍可以保持相对稳定状态，在基坑施工过程中土体发生大规模失稳的可能性较低。

图12 等效安全系数SSR云图

4 现场监测结果

为掌握施工期间基坑开挖对车站周围的道路、环境、地面的影响，沿基坑两侧每20 m布置1个地面沉降监测断面，每个监测断面两侧分别布置3个测点，地表沉降测点标志采用窖井测点形式，采用人工开挖或钻具成孔的方式进行埋设，孔内充填砂土，如图13所示。

图13 地表沉降监测点埋设示意图

图14 地表沉降变形曲线

通过对比分析数值模拟结果与现场监测结果下的地表沉降量，可得出实际地表最大沉降量为6.26 mm，数值模拟最大沉降量为2.43 mm，实测最大地表沉降约为模拟结果的3倍，原因在于现场实际施工受到多种复杂因素影响，如降雨、工程机械开挖扰动等，数值模拟并不能全面的考虑此类因素；虽然数值模拟结果未能准确的获得地表的实际沉降量，但反应的地表沉降规律基本一致，具有一定的参考价值。可通过数值模拟获得深基坑开挖过程中的位移变化规律，寻找其中潜在隐患位置，便于及时采取措施，保证安全施工。

5 结论

针对智慧城车站深基坑开挖过程中基坑变形与稳定性问题，通过分析开挖引起的地表沉降、深基坑底部土体变形等，得出以下结论。

(1)地表最大沉降量为3.2 mm左右，变化呈抛物线型，其沉降变形满足设计要求(低于0.1%H，其中H为基坑开挖深度，H=22 m)；基坑底部最大隆起量23 cm左右且主要发生在粉质黏土层，终止于粉质黏土层与风化花岗岩交界处；混凝土支撑的轴向应力约5 MPa，远低于钢支撑的轴向应力，在砼支撑中，局部区域产生约1.3 MPa拉应力，但对结构整体稳定性无显著影响；连续墙中间部位受到墙后土体的较均匀的挤压作用，向基坑内部产生1.5 cm左右的变形，连续墙底部深入风化花岗岩11 m，受到底部隆起的极小影响；土体侧向位移最大约1 mm，满足控制值在20 mm且≤0.25%H的要求。基坑整体稳定性良好。

(2)通过现场布置地表沉降量监测点并与数值模拟结果进行对比，地表实际最大沉降量6.26 mm，虽然数值模拟结果与其存在误差，但沉降量变化规律一致性良好，可通过数值模拟分析相关位移变化规律以指导施工。