浅埋超大断面地铁车站拱盖支柱法施工力学行为研究——以贵阳地铁3号线北京路站为例

孔德禹，饶军应，梅世龙，王 勇，赵世新，佘玉华

(1.贵州大学土木工程学院，贵州 贵阳 550025；
2.贵州大学空间结构研究中心，贵州 贵阳 550025；
3.贵州大学城市与建筑规划学院，贵州 贵阳 550025；
4.中铁五局集团贵州工程有限公司，贵州 贵阳 550001)

地铁作为民生工程，具有运量大、速度快、不侵占地面空间等优点，可有效缓解交通压力[1-2]。但在地铁车站建设中，因车站跨度大、埋深浅，又地处建筑、管线等密集区，而不得不采用浅埋暗挖技术施工。地铁车站建设常用的浅埋暗挖工艺有双侧壁导坑法、中洞法、拱盖法、洞桩法(PBA)等[3]，各施工方法均会对周围环境、安全、居民生活等产生不同程度的影响，各工法选择也因地质而异，时常根据地质条件及周边环境而做出改进，从而衍生出诸多地铁车站施工的新工艺、新方法。

学者们对新工法的施工力学行为等相关问题开展系列深入研究。例如：张子龙等[4]、孔超等[5]研究拱盖法施工过程中地层变形规律和拱盖结构受力特征，针对各施工阶段力学响应的特点提出相应的施工措施；
隗志远等[6]对双层初期支护拱盖法施工过程的力学行为进行研究，重点探究了临时竖撑拆除时的力学效应；
高胜雷[7]对棚盖法平顶暗挖地铁车站施工力学行为进行研究，得到管幕支护结构作用下地铁车站开挖引起的地层沉降规律和管幕结构的变形状态；
周稳弟等[8]、刘加柱等[9]以洞桩法地铁车站为工程背景，研究不同施工阶段引起的地表沉降和车站结构受力，得到扰动地层较大的施工阶段和支护结构受力特征；
汪成兵等[10]对地面3层框架结构建筑物下方地铁车站中洞法施工的力学效应进行研究，得到地表及建筑物顶部沉降、地表水平位移和支护结构受力的变化趋势；
刘罡[11]、晏启祥等[12]等开展了洞桩法施工力学行为模型试验研究与数值模拟分析，揭示了洞桩法地铁车站施工过程中车站结构内力值变化特点。

综上所述，地铁车站施工力学行为的研究主要是施工过程对地层的扰动和支护结构受力2方面。

本文依托贵阳地铁3号线北京路站在建工程，根据该工程所处特殊地质条件与地面环境，研究提出一种新型施工工法——拱盖支柱法。拱盖支柱法利用了PBA法特点开挖下部导洞并施作基础，结合中洞法施作上部结构，形成梁、拱、柱连接的顶部支承结构，发挥拱盖法[13]和拱柱法[14-15]的支承优点，最后采用顺作法或逆作法施工车站下部结构。此法施工工序较为简单，临时钢支撑较少，可有效缩短工期，减少工程材料浪费，目前学者们关于此法的施工力学特征方面研究较少，故开展拱盖支柱法地铁车站施工力学行为研究很有必要。

基于此，本文利用有限元数值模拟软件对拱盖支柱法施工过程中的围岩变形、地表沉降和支护结构受力进行分析，结合工程现场监测数据进行对比，探究拱盖支柱法施工过程中的力学特性，以期为后续施工和类似工程提供参考。

1.1 工程概况

贵阳地铁3号线北京路站位于安云路与北京路十字交叉路口下方，与轨道交通1号线换乘，沿北京路呈东西方向布置，具体平面位置见图1。车站范围内建构筑物密集，地下和地上管网密集，交通环境特别复杂。

图1 贵阳地铁3号线北京路站平面位置图

车站为地下2层岛式站台，有效站台宽15.5 m，有效站台中心里程为YDK34+152.25。采用矿山法施工，主体总长259.5 m，净宽22.8 m，最大开挖宽度为28.02 m，车站线路由大里程向小里程2‰下坡，大小里程端均接矿山法区间。主体结构标准断面埋深为9.8～13.0 m，属于超大断面极浅埋地下工程；
主体结构采用拱盖支柱法施工。

地质勘察报告显示，场地范围内岩土层自上而下主要为杂填土、红黏土、三叠系安顺组白云岩；
不良地质主要为岩溶、地面塌陷、滑坡和崩塌；
场区地下水位较浅，表层人工填土中地下水较丰富，红黏土等黏性土中地下水较微弱，基岩中岩溶裂隙水较丰富。结合车站埋深、工程地质及水文地质条件，车站拱顶以上围岩等级为Ⅴ级，车站拱顶以下围岩等级为Ⅳ级。北京路站地质纵断面见图2，标准断面见图3。

图2 北京路站地质纵断面图

图3 北京路站标准断面示意图(单位：mm)

1.2 拱盖支柱法施工工序

拱盖支柱法是根据多种工法的特点探索出的一种新型施工工法。它利用洞桩法的特点先开挖下部导洞并施作底部基础，再运用中洞法施作上部结构，通过人工挖孔桩施作钢管柱，形成梁、拱、柱连接的顶部支承结构，最后采用逆作法或顺作法施工下部结构。理论上能加快施工进度，减少工程材料浪费，还能有效控制地层变形，但目前缺乏实际工程应用经验。

贵阳地铁3号线北京路站工程在遵循理论计算与工程实践类比相结合的原则上，运用和引进地下工程施工的新技术、新工艺和新材料，决定把施工方案由中洞法变更为拱盖支柱法施工，具体施工步序可分为顶部支承结构施工阶段及车站下部结构施工阶段。

1.2.1 车站顶部支承结构施工阶段

1)中部结构施工。先开挖下部①、②号导洞，施作初期支护；
然后开挖上部③、④号中导洞，施作初期支护；
最后施工车站底板防水、底部基础(底纵梁及部分底板)，采用人工挖孔桩施工中柱，跳槽拆除竖向临时中隔墙，施工顶板防水、顶纵梁和部分拱部结构，具体步骤见图4。

(a)开挖导洞①、②，施作初期支护

2)两侧结构施工。首先开挖上部⑤、⑥号侧导洞，施作初期支护；
然后在大拱脚部位打设锁脚锚杆，施作冠梁；
最后跳槽拆除竖向临时中隔墙，施工剩余拱部结构，形成梁、拱、柱相连接的顶部支承结构，具体步骤见图5。

(a)导洞⑤、⑥开挖，施作初期支护

1.2.2 车站下部结构施工阶段

1)中部岩体及中板施工。待顶部支承结构达到设计强度后，开挖下部岩体⑦，面喷混凝土；
然后开挖左右两侧岩体⑧、⑨，施作侧墙部分初期支护；
最后施作中板及中板以上侧墙。

2)下部岩体及下部结构施工。与中部岩体开挖相同，开挖下部岩体，面喷混凝土，开挖左右两侧岩体、，施作侧墙部分初期支护；
然后开挖岩体，施作仰供部分防水、二次衬砌，开挖左右两侧岩体、，凿除下导洞初支结构，施作侧墙部分初期支护；
最后施作剩余底板、侧墙防水及二次衬砌，完成车站结构施工，具体步骤见图6。

(a)开挖中部岩体⑦

2.1 模型概况

采用Abaqus有限元软件建立数值计算模型，水平方向为X轴，竖直方向为Y轴，车站轴向为Z轴。根据圣维南原理，在满足计算要求的前提下简化模型，减小模型尺寸和计算网格数目，选取模型左右边界为3～5倍车站跨度，车站轴向方向选取梁、拱、柱所在断面单位长度，高度方向取80 m，具体坐标范围：0 m≤X≤125 m，-0.5 m≤Z≤0.5 m，0 m≤Y≤80 m，隧道埋深取12 m，模型单元数21 822，节点数34 293，采用六面体单元。边界条件为底部完全固定约束，四周边界设置法向约束，上部边界为自由面，具体模型见图7。

(a)整体模型(单位：m)

2.2 物理力学参数

地层参数采用实体单元模拟，本构模型为Mohr-Coulomb弹塑性模型，初期支护、二次衬砌、钢管柱、混凝土回填均采用实体线弹性模型，钢支撑采用Beam单元，超前注浆加固通过提高围岩区参数来等效实现[16]，不考虑钢筋网的作用，同时将格栅钢架按等效刚度原则折算到喷射混凝土中，具体物理力学参数根据现场勘察资料选取，见表1。

表1 计算模型物理力学参数

进行数值计算时，考虑到实际施工情况及数值软件特点，对模型进行如下简化：1)模型中所有材料均为连续、均一的；
2)不考虑地下水的影响；
3)不考虑构造应力场的影响。

2.3 监测点布置

为了更直观地探究施工过程中围岩变形、地表沉降和支护结构受力情况，进行数值计算时，在地表中心、导洞初期支护、钢管柱底部及顶纵梁上布置应力、位移监测点，具体布置如图8所示。

(a)地表监测点(单位：m)

3.1 围岩变形

根据拱盖支柱法的施工特点，分别在导洞①、导洞②、上部中导洞(导洞③、④)和拱盖的拱顶、拱腰及拱脚位置处布置位移监测点(如图8(c)所示)，监测拱顶位置的竖向(Y轴)变形、拱腰和拱脚位置的横向(X轴)变形。

由于不同施工阶段对各监测点的影响不同，将整个施工分为以下13个阶段进行分析。1)导洞①开挖；
2)导洞②开挖；
3)导洞③开挖；
4)导洞④开挖；
5)梁、柱施工；
6)拆除临时中隔墙(中部)；
7)导洞⑤、⑥开挖；
8)拱盖施工；
9)拆除临时中隔墙(两侧)；
10)中部岩体开挖；
11)中板施工；
12)下部岩体开挖；
13)下部结构施工。

3.1.1 下部导洞围岩变形

图9为导洞①的围岩变形曲线。由图可知: 拱顶竖向变形(负数为下沉，正数为上移，下同)在导洞②开挖后达到最小值-2.39 mm，之后随着上部岩体的开挖不断上移，在中部岩体开挖后变形达到最大值6.54 mm；
左侧拱腰和拱脚的横向变形(负数为左移，正数为右移，下同)随施工阶段不断增大，左拱腰变形稍大于左拱脚，最终分别达到5.41 mm和3.91 mm；
右侧拱腰和拱脚的横向变形在导洞①开挖后达到最小值，分别为-2.49 mm和-2.45 mm，在导洞②开挖后变形有所减小，之后右拱脚处变形趋于稳定，右拱腰处变形随上部岩体的开挖有所增大，最终分别为-1.01 mm和-2.17 mm；
左侧拱腰和拱脚的变形均大于右侧。

图9 导洞①围岩变形曲线

图10为导洞②的围岩变形曲线。由图可知：拱顶竖向变形在导洞②开挖后达到最小值-2.44 mm，之后随着上部岩体的开挖不断增大，与导洞①的变化相同；
左侧拱腰和拱脚的横向变形在导洞①开挖后达到最小值，分别为-1.23 mm和-1.15 mm，然后因导洞②的开挖变形增大，左拱脚在导洞④开挖后趋于稳定，在1 mm范围内，左拱腰随上部岩体开挖而增大，最终达到最大值1.75 mm；
右侧拱腰和拱脚的横向变形随施工阶段不断增大，其中右拱腰变形稍大于右拱脚，最小值分别为-5.44 mm和-3.88 mm；
右侧拱腰和拱脚的变形均大于左侧。

图10 导洞②围岩变形曲线

综上，分析可知，由于下部导洞埋深较大、开挖面小、围岩强度相对较好，故下部导洞①和导洞②开挖后，围岩变形较小；
因车站上部岩体开挖的应力释放作用，会造成下部导洞拱顶竖向变形出现上移，拱腰横向变形增大，对拱脚变形影响较小；
最后由于导洞①和导洞②左右相邻且间距较小，两导洞开挖会相互影响，导致导洞①的右侧围岩变形小于左侧，导洞②的左侧围岩变形小于右侧。

3.1.2 上部中导洞围岩变形

图11为上部中导洞(导洞③、④)围岩变形曲线。由图可知：导洞①和导洞②开挖对上部中导洞围岩影响较小；
导洞③开挖后上部中导洞围岩开始发生较大变形，拱顶竖向变形达到-2.21 mm，左侧拱腰和拱脚横向变形达到1.95 mm和2.89 mm，右侧拱腰和拱脚横向变形为-1.71 mm和-1.64 mm；
在导洞④开挖后，拱顶竖向变形激增到-19.29 mm，左侧拱腰和拱脚横向变形稍有减小，分别为1.47 mm和2.57 mm，右侧拱腰横向变形减小较为明显，达到-1.05 mm，右侧拱脚横向变形有所增大，达到-2.43 mm；
随后在上部中导洞破除前，拱顶竖向变形增大到-21.95 mm，拱腰和拱脚横向变形都趋于相对稳定。

由图11分析可知：导洞①和导洞②开挖时，上部中导洞岩体还未开挖，故围岩变形量较小；
上部中导洞③开挖后，围岩变形开始发生较大变化，因导洞④岩体还未开挖，故左侧围岩变形稍大于右侧；
导洞④开挖后，形成高跨比较小的上部中导洞，拱顶竖向变形激增，导致拱腰处横向变形发生回弹，右拱脚由于岩体开挖的应力释放作用，横向变形稍有增大；
梁、柱施工后，拆除中部临时中隔墙，围岩变形量变化很小，说明中部梁、柱受力体系发挥较大作用。

3.1.3 拱盖围岩变形

图12为拱盖围岩变形曲线。由图可知：在导洞⑤、⑥开挖前，拱顶竖向变形与上部中导洞相同；
左侧拱腰和拱脚横向变形在导洞③开挖后变化较大，之后趋于稳定在2 mm和1.5 mm；
右侧拱腰和拱脚横向变形与左侧相同，导洞③开挖后趋于稳定在-2 mm和-1.5 mm。导洞⑤、⑥开挖后，拱顶竖向变形稍有增大，从-21.95 mm变为-24.45 mm，随后趋于稳定，最终达到-25.11 mm；
两侧拱腰横向变形随施工阶段稍有增大，左拱腰达到3.04 mm，右拱腰达到-3.03 mm；
两侧拱脚横向变形在中部岩体开挖前稍有减小，左拱脚减小到-0.84 mm，右拱脚减小到-0.94 mm，之后变形量随着施工阶段逐渐增大，最终左拱脚达到3.17 mm，右拱脚达到-3.25 mm。

图12 拱盖围岩变形曲线

由图12分析可知：拱盖拱顶监测点与上部中导洞相同，在导洞⑤、⑥开挖前，拱顶竖向变形与上部中导洞相同，在导洞⑤、⑥开挖后，拱顶竖向变形稍有增大，因为车站上部导洞全部开挖完成后，高跨比更小，拱顶受到的压力增大，但由于梁、柱受力结构的作用，拱顶竖向变形增量相对较小；
在拱盖施工完成后，车站形成梁、拱、柱相连的顶部支撑结构，拱顶竖向变形基本保持稳定，后续施工对拱顶变形影响很小；
由于上部导洞完全开挖前已经形成梁、柱受力结构，故拱腰和拱脚的横向变形都较小，其中拱脚的横向变形出现先减小再增大的现象，原因是拱盖拱顶下沉后，两侧会产生挤压应力，拱脚位于最外侧，在挤压应力的作用下向外侧移动，随后开挖拱盖下部岩体，车站开挖高度增加，侧向压力增大，拱脚向内侧移动，但由于顶部支撑结构的作用，增量相对较小。

3.2 地表沉降分析

对于地铁车站施工，地表沉降是判定施工安全性的重要指标之一。根据地表监测点位置绘制出地表沉降曲线，见图13。各施工阶段的地表最大沉降值和增量见表2。

图13 各施工阶段地表沉降曲线

表2 各施工阶段地表沉降情况

地表沉降曲线基本符合Peck沉降分布规律[17]，沿车站中线位置呈对称分布。从变化规律来看，导洞开挖阶段地表沉降变化最大，沉降增量占比高达83.69%，其中，下部导洞开挖地表沉降变化最小，其次是上部侧导洞开挖，最大为上部中导洞开挖，地表沉降增量分别为0.91、4.44、9.12 mm；
车站结构各施工阶段中，梁、柱施工地表沉降变化最大，其次是下部结构施工，最小为拱盖施工，地表沉降增量分别为1.55、0.71、0.56 mm；
车站整体施工完成后，最终沉降量达到17.29 mm，处于允许沉降范围内，较为安全。分析可知，由上部中导洞和侧导洞开挖引起的地表沉降最多，施工时需要重点监测；
由下部结构施工引起的地表沉降相对较小，说明车站形成的拱顶支承结构发挥很大作用，施工时可适当增大下部岩体开挖进尺，加快施工速度，缩短工期。

3.3 支护结构受力

对于拱盖支柱法地铁车站施工，有2次受力转换过程，分别是梁、柱施工完成后，以及拱盖施工完成后。第1次受力转换前，主要由初期支护和临时中隔墙受力，转换完成后，梁、柱成为主要受力体系；
第2次受力转换后，主要由梁、拱、柱形成的拱盖体系受力。所以研究车站梁、拱、柱及初期支护在施工过程中的力学效应，是判定施工安全性的重要指标。

拱盖支柱法车站施工完成后，支护结构应力云图如图14所示。监测取样点(见图8(b))各施工阶段支护结构受力情况，见图15。

由图14分析可知：顶纵梁外侧出现压应力集中，最大值为6.04 MPa，内侧出现拉应力集中，最大值为3.01 MPa，其余部分应力分布较为均匀，支护结构主要受到压应力，部分拉应力主要出现在顶拱外侧、边拱内侧和底板上侧，分布较为合理。

图14 支护结构应力云图(单位：Pa)

由图15(a)和图15(b)分析可知: 车站左右支护结构受力大致相同，梁、柱施作完成后受到了较大的压应力，分别为6.04 MPa和4.21 MPa，拱脚监测点SA、SE的压应力比拱顶监测点SC和拱腰监测点SB、SD的压应力大，但都远小于梁、柱的受力。从变化规律来看，梁、柱施作前，初期支护和临时中隔墙是主要受力结构，拱顶压应力为0.19 MPa，梁、柱施作后，承担了绝大部分的围岩压力，拱顶压应力减小到0.11 MPa，中间临时中隔墙的拆除影响很小；
上部侧导洞开挖后，支护结构受力变化较大，梁、柱所受压应力从0.82 MPa和0.51 MPa增加到4.56 MPa和3.52 MPa，拱顶应力保持不变，拱脚和拱腰受到的压应力分别为0.18 MPa和0.1 MPa；
拱盖施工后，应力变化较小，梁、柱的压应力分别增大0.44 MPa和0.2 MPa，拱顶和拱腰应力变化很小，拱脚的压应力增大0.015 MPa，由于形成拱盖受力体系，故两侧临时中隔墙的拆除影响很小；
直到车站下部结构施工完成后，梁、柱压应力分别增加1.07 MPa和0.5 MPa达到最大值，拱顶和拱腰应力变化不大，拱脚压应力增加0.01 MPa，达到最大值0.21 MPa。

(a)全监测点应力

根据支护结构受力分析可知，钢管柱结构是主要的受力体系，其次是梁和拱结构，故侧导洞开挖时，应重点监测钢管柱的受力，拱部结构安全富余较高，可适当缩减拱部厚度，减小材料用量，降低成本；
在拱盖体系施工完成后，支护结构受力变化较小，可加快下部结构的施工进度，达到缩短工期的目的。

贵阳地铁3号线北京路站正处于拱盖施工阶段，现场对其围岩变形及地表沉降进行监测，针对已完成施工阶段的实测数据进行分析研究。

4.1 围岩变形监测

监测断面选取综合测试断面，初期支护结构拱顶沉降、净空收敛监测点布设在隧道拱顶、拱腰、两侧拱脚处，现场测点布置见图16。根据拱盖支柱法施工特点，本文针对各施工阶段最大拱顶沉降变形进行研究，选取车站断面YDK34+210处监控测量数据，得到变形时程曲线见图17。

图16 围岩变形测点布置

图17 拱顶沉降变形时程曲线图

由图17时程曲线可知：导洞①、②开挖的拱顶沉降变形较小，导洞③、④开挖导致的拱顶沉降变形最大，特别是当导洞④开挖后，由于形成高跨比较小的上部中导洞体系，导致拱顶沉降出现激增，梁、柱施工和中部临时中隔墙的拆除对围岩有一定的扰动作用，导洞⑤、⑥开挖也会导致拱顶沉降发生较大变化，但由于梁、柱体系的支撑作用，拱顶沉降变形相对导洞③、④开挖小。

从变化规律来看，拱顶沉降变形的实测值与数值模拟计算值有较高的一致性，可以利用数值模拟结果预测后续施工所产生的影响。结合之前的计算结果，拱盖施工完成后，拱顶沉降变形不会发生太大变化，预计施工完成后，拱顶沉降值将达到35～40 mm。

4.2 地表沉降监测

车站周边道路交通流量较大，围挡内场地狭小，车站地表沉降监测点布设实施困难。根据北京路站工程监测等级和现场监测实施可操作性综合考虑，地表沉降点每断面布设13个测点，测点排距为2～5 m，沿车站走向断面间距约为10 m，现场测点见图18。选取第23排测点的监测数据与数值计算结果进行对比，见图19。

图18 现场测点示意图

图19 历程曲线对比图

由图19历程曲线可知，地表沉降实测值略大于计算值，原因在于：1)数值模拟计算没有考虑地下水的因素，而实际工程中，由于开挖会导致地下水水位降低，引起地表发生沉降[18]；
2)数值模拟过程的导洞开挖和初期支护同时施作，导致地表沉降值偏小。但地表沉降变化趋势有较高的一致性，说明数值计算结果具有一定的借鉴意义，能为后续的施工提供参考价值。根据数值计算结果，预计车站施工完成后，地表沉降值将达到19～23 mm。

本文通过数值模拟和现场监测相结合，对拱盖支柱法施工过程中的围岩变形、地表沉降和支护结构受力进行研究，得出以下结论：

1)下部导洞的围岩变形受上部岩体开挖影响，导致拱顶竖向变形上移，拱腰横向变形增大，对拱脚影响较小；
上部中导洞围岩的拱腰和拱脚横向变形在导洞③开挖阶段增量最大，拱顶竖向变形在导洞④开挖阶段增量最大；
拱盖围岩变形在导洞⑤、⑥开挖阶段增量相对较小，说明梁、柱支撑结构有效控制了围岩变形，拱脚横向变形在导洞⑤、⑥开挖到拆除两侧临时中隔墙阶段减小，随后由于下部岩体的开挖逐渐增大。

2)地表沉降在上部中导洞和上部侧导洞开挖阶段变化最大，增量占比达到78.43%；
在拱盖施工完成后，形成梁、拱、柱一体的顶部支撑结构，车站下部结构的施工对地表沉降影响较小，增量占比仅为4.11%。

3)车站支护结构中，钢管柱受到的应力最大，其次是梁和拱结构；
上部侧导洞开挖是导致梁和柱受力变化最大的施工阶段，后续施工应力变化相对较小。

4)地表沉降曲线符合Peck沉降槽原理，数值计算结果随施工工序的变化趋势与现场监测的变化趋势吻合度较好，可为类似工程提供参考。

拱盖支柱法首次在实际工程中应用，缺乏类似工程的参考资料和施工经验，结合以上结论，对地铁车站拱盖支柱法施工有以下建议：

1)由于上部中导洞开挖是围岩变形最大的施工阶段，上部侧导洞开挖是导致梁柱结构受力激增的施工阶段，地表沉降也是由以上2个施工阶段造成，故针对上部导洞开挖施工阶段应加设临时支撑。

2)钢管柱作为主要的受力结构，应在实际施工过程中进行实时监测，掌握钢管柱的受力情况，防止出现安全质量问题。

3)车站进行下部岩体及结构开挖施工时，可适当加快施工进度，达到缩短工期的目的。

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