張純?nèi)A

(中鐵十四局集團(tuán)隧道工程有限公司,山東 濟(jì)南 250000)

近年來,各個城市的基礎(chǔ)設(shè)施建設(shè)工作快速發(fā)展,許多城市都在大力修建地鐵,隨之而來的是城市地下鐵路線路增多,許多車站承擔(dān)著雙線換乘、三線換乘等功能,地鐵車站結(jié)構(gòu)也越來越復(fù)雜。典型換乘節(jié)點車站的形式大部分是“十”字換乘、“T”型換乘、“L”型換乘等,其施工大多采用蓋挖法、暗挖法和明挖法等[1-4]。太原地鐵下元站是太原地鐵1、3號線的換乘車站,也是目前太原市體量最大的換乘車站。下元站采用施工工序及力學(xué)轉(zhuǎn)換過程復(fù)雜的蓋挖逆作法施工,其結(jié)構(gòu)采用鋼管柱+型鋼混凝土梁的支撐體系,以提高車站凈空和視覺通透性,提升旅客換乘舒適性。

目前型鋼混凝土梁已經(jīng)普遍應(yīng)用在高層建筑及商業(yè)綜合體中,以提升結(jié)構(gòu)的整體性和抗震性[5-7],但型鋼混凝土梁在地下結(jié)構(gòu)中使用較少。王薇等[8]為解決大面積混凝土澆筑后混凝土開裂問題,采用型鋼混凝土梁承擔(dān)施工荷載及水平土壓力,從而確保施工安全。但對于地鐵車站而言,應(yīng)該考慮施工場地、施工時間、施工方案等因素,既能發(fā)揮型鋼混凝土梁的特點,又能工藝簡單。本文采用數(shù)值模擬的方法對下元站換乘節(jié)點有無型鋼混凝土梁進(jìn)行對比,分析型鋼混凝土梁在下元站的適用性。

1 工程概況

下元站為太原市城市軌道交通1號線與3號線換乘車站,位于迎澤西大街與和平路交叉口,此路口車流量大,人群密集。1號線沿迎澤大街東西向敷設(shè),下元站1號線為地下二層島+側(cè)式車站,站臺寬度23.3 m;下元站3號線沿和平路南北向敷設(shè),為地下三層島式站臺,站臺寬度15 m。從環(huán)境、經(jīng)濟(jì)、安全、技術(shù)等四個方面進(jìn)行綜合考慮,確定下元站的車站換乘節(jié)點采用蓋挖逆作法、車站標(biāo)準(zhǔn)段采用明挖法的總體施工方案。

下元站換乘節(jié)點尺寸為46.4 m×56.42 m,兩層結(jié)構(gòu)范圍基坑埋深約18.1 m,三層結(jié)構(gòu)范圍基坑深度約25.1 m,結(jié)構(gòu)如圖1所示。此范圍采用地下連續(xù)墻支護(hù),各層板結(jié)構(gòu)兼顧支撐作用,主體結(jié)構(gòu)采用鋼管混凝土柱+型鋼混凝土梁的框架體系。頂板和地下一層板中型鋼梁結(jié)構(gòu)如圖2所示。

圖1 換乘節(jié)點結(jié)構(gòu)(橫斷面)(單位:m)

圖2 型鋼混凝土梁截面(單位:mm)

2 換乘節(jié)點施工有限元分析

2.1 計算模型的建立

為掌握型鋼混凝土梁的作用,采用有限元計算軟件ABAQUS對下元站換乘節(jié)點蓋挖逆作法施工過程進(jìn)行模擬,模型尺寸為280 m×58 m×75 m,所建模型如圖3所示。土體和地連墻采用實體單元,車站結(jié)構(gòu)采用殼單元,型鋼骨架、鋼管柱與柱下基礎(chǔ)采用梁單元模擬。鋼管柱采用等效剛度原理計算得到彈性模量。本文數(shù)值模擬作如下假定:

圖3 數(shù)值模擬模型

(1)假定土體為連續(xù)、均質(zhì)、各向同性,地表和各土層是水平均勻?qū)訝罘植肌?/p>

(2)假定土體服從摩爾-庫倫本構(gòu)關(guān)系,混凝土和鋼材為理想彈性材料。

(3)本次計算除考慮重力場外,在頂板覆土后施加20 kPa的施工荷載。

(4)地連墻與土體、換乘節(jié)點車站頂板、底板與土采用“表面-表面”接觸,采用有限滑動方法模擬兩個面的相對移動,允許接觸面之間出現(xiàn)相對滑動的轉(zhuǎn)動。柱下基礎(chǔ)和型鋼骨架分別耦合在土體和車站結(jié)構(gòu)中。為了解型鋼混凝土梁在結(jié)構(gòu)受力體系中的作用,分別建立換乘節(jié)點施作型鋼混凝土梁和不施作型鋼混凝土梁的兩個計算模型,并對比計算結(jié)果,分析型鋼梁的作用。

2.2 土體及結(jié)構(gòu)計算參數(shù)

車站換乘節(jié)點所處地層自上而下依次為:1-1雜填土,2-1-1粉質(zhì)黏土,2-2-11黏質(zhì)粉土,2-4-2粉細(xì)砂,2-6-2粗砂,2-7-2礫砂,2-9-2卵石等。車站埋深1.4 m,基坑最大開挖深度25.1 m,柱下基礎(chǔ)設(shè)計深度60 m,地連墻設(shè)計深度35.1 m。開挖范圍內(nèi)土體強(qiáng)度較小。根據(jù)下元站地勘報告及規(guī)范,數(shù)值模擬土體和結(jié)構(gòu)物理力學(xué)參數(shù)分別見表1和表2。

表1 土體計算參數(shù)

表2 換乘節(jié)點結(jié)構(gòu)計算參數(shù)

2.3 施工工況

下元站換乘節(jié)點采用蓋挖逆作法施工方案,在ABAQUS中建立分析步,通過改變分析步中部件的激活狀態(tài)從而模擬基坑開挖和結(jié)構(gòu)施作各工序。由于整個施工過程較為復(fù)雜,在數(shù)值模擬過程中對實際施工步驟進(jìn)行適當(dāng)簡化,不考慮基坑降水等施工前準(zhǔn)備,在施作地連墻、鋼管柱及柱下基礎(chǔ)后,每次向下開挖3 m,直至開挖到車站底板位置。在地應(yīng)力平衡后共設(shè)置了10個施工步,具體數(shù)值模擬施工步如表3所示。

表3 換乘節(jié)點蓋挖逆作法施工步序

3 數(shù)值模擬結(jié)果分析

3.1 型鋼骨架應(yīng)力分析

頂板和地下負(fù)一層型鋼位移、應(yīng)力云圖如圖4和圖5所示。從圖4和圖5可知,型鋼梁以受拉為主,最大拉應(yīng)力和最大豎向位移出現(xiàn)在地下負(fù)一層梁和中柱連接處,拉應(yīng)力隨著基坑開挖不斷增大;開挖結(jié)束后拉應(yīng)力達(dá)到31.96 MPa,豎向變形達(dá)到55.82 mm。換乘節(jié)點中間鋼管柱和型鋼梁連接處出現(xiàn)了應(yīng)力集中,此位置應(yīng)在設(shè)計和施工中重點關(guān)注。

圖4 型鋼應(yīng)力云圖(單位:Pa)

圖5 型鋼梁位移云圖(單位:m)

3.2 車站計算結(jié)果對比

施作型鋼梁和未施作型鋼梁模型的頂板在開挖結(jié)束后應(yīng)力和位移計算結(jié)果如圖6和圖7所示。

圖6 頂板最大主應(yīng)力云圖(單位:Pa)

圖7 頂板豎向位移云圖(單位:m)

下元站換乘節(jié)點蓋挖逆作法時,基坑開挖后,土體卸荷作用導(dǎo)致基坑底部隆起,通過柱傳遞給頂板,同時兩側(cè)地連墻對頂板擠壓,導(dǎo)致在頂板出現(xiàn)向上的位移。施作型鋼梁模型最大隆起27.4 mm,最大拉應(yīng)力3.72 MPa,最大壓應(yīng)力3.16 MPa;未施作型鋼梁模型最大隆起27.71 mm,最大拉應(yīng)力3.93 MPa,最大壓應(yīng)力3.17 MPa。最大拉應(yīng)力超過混凝土抗拉強(qiáng)度2.9 MPa,但是由于混凝土中內(nèi)部鋼筋會提高各層板的整體抗拉強(qiáng)度,故換乘車站節(jié)點結(jié)構(gòu)受力仍是安全的。

兩個模型在開挖結(jié)束后頂板應(yīng)力和位移差值不大,頂板在覆土并施加施工荷載后頂板向下位移,此施工步下兩種工況下頂板跨中撓度曲線如圖8所示。施作型鋼混凝土梁相較于未施作型鋼混凝土梁撓度降低了約25%,隨著基坑的繼續(xù)開挖,頂板向上隆起。上述數(shù)據(jù)表明型鋼梁有效減小車站結(jié)構(gòu)的撓度,增大了蓋挖逆作法頂板的安全性。型鋼梁有效提升了頂板的承載能力,使位移曲線更加平緩,防止了頂板和頂板覆土產(chǎn)生不均勻位移。

圖8 頂板撓度曲線

3.3 地下連續(xù)墻變形分析

下元站換乘節(jié)點處開挖完成后的地連墻位移和應(yīng)力云圖如圖9和圖10所示。由此可知,施作型鋼梁模型地連墻向基坑內(nèi)最大側(cè)移為23.71 mm,最大主應(yīng)力1.024 MPa(受拉),最小主應(yīng)力1.13 MPa(受壓);未施作型鋼梁模型地連墻向基坑內(nèi)最大側(cè)移為24.83 mm,最大主應(yīng)力1.022 MPa(受拉),最小主應(yīng)力1.131 MPa(受壓)。兩個模型最大側(cè)移出現(xiàn)在地下二層處,最大主應(yīng)力出現(xiàn)在地連墻與底板連接處,最小主應(yīng)力出現(xiàn)在地連墻底部;兩個模型差值不大,說明在整個下元站換乘節(jié)點逆作法過程中,車站結(jié)構(gòu)板起到了主要的支撐作用,型鋼梁對板的支撐作用影響相對較小,故僅匯總施作型鋼梁模型中地連墻各施工步累計側(cè)移,曲線如圖11所示。

圖9 施作型鋼梁模型位移和應(yīng)力云圖

圖10 未施作型鋼梁模型地連墻位移和應(yīng)力云圖

圖11 地連墻側(cè)移曲線

由圖11可知,地連墻側(cè)移峰值隨著基坑深度的增加而增加,當(dāng)開挖完成后,地連墻側(cè)移趨于穩(wěn)定并達(dá)到峰值,其峰值出現(xiàn)在深度14 m處,達(dá)到23.88 mm。其水平位移在開挖12 m以后變化速率增大,其原因應(yīng)是12 m以后結(jié)構(gòu)板混凝土等級較低且未施作型鋼梁,導(dǎo)致地連墻受較大土壓力影響下向基坑內(nèi)部側(cè)移較大。地連墻在整個施工過程中呈現(xiàn)頂部和底部變形小、中間區(qū)域變形大的特點,此工況下的地連墻位移呈現(xiàn)類似“弓”字形狀、在各層板處變形減小,說明蓋挖逆作法操作時各層板對基坑起到關(guān)鍵的支撐作用,各層板的設(shè)計和施工關(guān)系到蓋挖逆作法基坑施工的安全和穩(wěn)定。

4 數(shù)值模擬與變形監(jiān)測結(jié)果對比

為了驗證數(shù)值模擬的可靠性,有必要對下元站換乘節(jié)點施工過程中現(xiàn)場變形監(jiān)測結(jié)果與數(shù)值模擬結(jié)果進(jìn)行對比。在數(shù)值模擬地層建立兩條監(jiān)測路徑、路徑分布如圖12所示。兩條路徑上開挖結(jié)束后數(shù)值模擬結(jié)果和現(xiàn)場監(jiān)測結(jié)果的對比如圖13所示。

圖12 地表沉降監(jiān)測路徑

圖13 數(shù)值模擬和現(xiàn)場監(jiān)測位移對比

從圖13中可以看出,數(shù)值模擬得到的地表沉降略大于現(xiàn)場監(jiān)測值,路徑1的誤差相對較小,數(shù)值模擬得到的最大地表沉降約為16.5 mm,現(xiàn)場監(jiān)測的最大地表沉降約為15.9 mm。路徑2的最大誤差出現(xiàn)在距離基坑中心最遠(yuǎn)處,相差僅2.5 mm。誤差產(chǎn)生的原因主要是模型尺寸較小,邊界效應(yīng)導(dǎo)致監(jiān)測數(shù)據(jù)與數(shù)值模擬存在誤差,同時車站的蓋挖逆作法施工是一個十分復(fù)雜的過程,數(shù)值模擬無法完全模擬復(fù)雜的施工工況以及地層分布,這些因素都會導(dǎo)致誤差的存在。但從圖13中可以發(fā)現(xiàn),地表沉降的變化規(guī)律比較接近,從而說明數(shù)值方法的有效性,也說明下元站換乘節(jié)點采用設(shè)置型鋼梁的蓋挖逆作法施工對地層的擾動位移較小。

5 結(jié)論

(1)對下元站換乘節(jié)點蓋挖逆作施工過程的數(shù)值模擬結(jié)果表明,由于換乘節(jié)點結(jié)構(gòu)的本身剛度較大且材料強(qiáng)度高,結(jié)構(gòu)中設(shè)置型鋼混凝土梁與否其受力及施工引起地下連續(xù)墻的應(yīng)力相差不是很大,說明下元站換乘節(jié)點結(jié)構(gòu)中的型鋼混凝土梁在進(jìn)一步改善結(jié)構(gòu)受力方面的作用不突出。

(2)通過對下元站換乘節(jié)點有無型鋼的兩個模型進(jìn)行對比分析,發(fā)現(xiàn)型鋼梁可以顯著降低車站蓋挖逆作法施工時頂板覆土后的撓度。從這方面來講,型鋼混凝土梁對抵抗結(jié)構(gòu)變形具有明顯的積極作用。

(3)數(shù)值計算和現(xiàn)場監(jiān)測結(jié)果都說明,設(shè)置型鋼混凝土梁的換乘節(jié)點蓋挖逆作法施工引起的地表位移得到有效控制。數(shù)值模擬結(jié)果和現(xiàn)場變形監(jiān)測數(shù)據(jù)較為吻合,驗證了數(shù)值模擬結(jié)果的可靠性。

(4)下元站換乘節(jié)點采用蓋挖逆作法施工,因施工空間受限,而型鋼梁+鋼管柱的支撐體系對安裝精度的要求較高,施工難度較大。當(dāng)工程環(huán)境對工程施工的限制不是很苛刻時,也可以采用小型號的型鋼梁,從而減少工程造價和降低工程施工難度。