電力管廊頂管施工桿塔保護方法探討

卞茂斌

(無錫供電公司，江蘇無錫214061)

地下電力管廊是提高土地利用率、改善電力供應可靠性的一項有效輸電方式。由于較多為架空輸電線路改建成地下管廊，因此，對施工區域內無法規避的運行電力桿塔的切實可靠保護，成為地下管廊施工的嚴重困難。結合管廊頂管的多處電力桿塔保護的施工經驗，為類似工程施工提供實踐借鑒。

1 項目概況

某電力管廊項目位于區域供電的變電所周邊，為配合該區域商業地塊建設開發，將現有和今后規劃建設的220 kV電力架空線路入地敷設。工程布置在道路兩側綠化帶內，從220 kV輸電終端鐵塔，用地下頂管連接至變電所附近，再用涵道接通變電所。設計規模為220 kV電力電纜九回。其路徑示意如圖1示。

圖1 路徑示意

1.1 工程地質水文

工程沿線地基地層土體分為11層：

1-1 層素填土（Q4ml）：為耕植土，以粉質黏土、黏土為主。平均厚度1.35 m。

1-3層淤泥（Q4ml）：流塑狀態，工程性質極差。厚度：0.50～2.00 m。

2-1 層淤泥質粉質黏土（Q43（al+l））：流塑，含少量腐植物。平均厚度2.17 m。承載力fao=65 kPa，壓縮模量Es1-2=4.0 MPa。

3-1 層黏土（Q43（al+l））：硬塑，含氧化鐵、鐵錳質結核。平均厚度3.82 m。地基土承載力fao=200 kPa，壓縮模量Es1-2=8.0 MPa。

3-2 層粉質黏土（Q43（al+l））：可塑，含鐵錳斑紋。 平均厚度1.37 m。地基土承載力fao=140 kPa，壓縮模量Es1-2=6.0 MPa。

4-1 層粉土（Q42（al+l））：濕，中密，部分為細砂，含石英、云母碎屑。平均厚度6.10 m。承載力fao=140 kPa，壓縮模量Es1-2=5.5 MPa。

4-1A 層淤泥質粉質黏土（Q42（al+l））濕，流塑，部分為細砂，含石英、云母碎屑。平均厚度1.48 m。承載力fao=80 Pa，壓縮模量 Es1-2=3.5 MPa。

5層淤泥質粉質黏土（Q42al）：流～軟塑，夾少量薄層粉土。平均厚度1.15 m。土承載力fao=100 kPa，壓縮模量Es1-2=4.0 MPa。

6-1 層黏土（Q33（al+l））：硬塑，部分為粉質黏土，含氧化鐵、鐵錳質結核和高嶺土。平均厚度4.45 m。承載力fao=260 kPa，壓縮模量 Es1-2=8.0 MPa。

6-2 層黏土（Q33（al+l））：硬塑，含鐵錳結核。 平均厚度4.45 m。承載力fao=300 kPa，壓縮模量Es1-2=8.5 MPa。

7-1 層粉質黏土（Q33（al+l））：可塑。 該層鉆孔未揭穿。地基土承載力fao＝110 kPa，壓縮模量Es=7.0 MPa。

該項目的頂管工程埋深9～14.3 m，均在3-2層至5層土層中。地下水主要為松散土類孔隙水，穩定水位埋深為0.40～1.80 m，主要接受大氣降水和地表水滲入補給，與地表水聯系密切，以蒸發及向河道排泄為主要排泄方式。地下水位設計埋深取0.5 m。

1.2 工程分析

按照電力線路運行規程，輸電線路路徑邊線兩側15 m為保護區域，是工程建設禁區。該項目施工區域與輸電線路保護區多處重疊。頂管I～IV段工程，路徑經過A-F（見圖1）6基電力桿塔必需保護。根據以往經驗和地質報告，預計頂管后桿塔沉降平均值大于150 mm，難于達到保護目的，需采取預加固措施。其中，A鋼管塔為220 kV大轉角塔，結構荷載大，頂管路徑穿過塔基水平受壓區，豎直距離小，沉降控制要求較高；B-F鋼管塔為110 kV直線塔，結構荷載較小，頂管外邊線與塔基最近點距離為-0.87～3.5 m，結構的豎直距離3.5～7.8 m，沉降控制措施困難相對較小。為此，分別對上述兩類桿塔分別采取不同加固方案。

2 加固方案

2.1 A鋼管塔

該鋼管位于頂管I段區，鋼管外徑2.4 m，其基礎為4層臺階重力式擴大基礎，每層臺階高1.3 m，埋深4.75 m，底層臺階平面尺寸11.8 m×11.8 m，頂層臺階6.4 m×6.4 m。區間內采用直線頂管施工，D內＝2.4 m，壁厚 0.24 m，D外＝2.88 m。

2.1.1 加固計算

依據JGJ79—2002[1]。計算條件：選擇高壓旋噴樁的直徑為D＝0.6 m，則樁的截面面積Ap＝0.2826 m2，樁的周長μp＝1.884 m，樁間距0.8 m，等邊三角形排列。基礎土層特征值如表1。

表1 鋼管塔基礎土層計算特征值

樁體單獨承載的單樁豎向承載力Rkd1為：

式中：η為樁身強度折減系數，取0.33；fcu為樁身抗壓強度平均值，取10 000 kPa。樁體和土體聯合承載的單樁承載力Rkd2為：

式中：qsi為樁周第i層土的側阻力特征值；li為樁周第i層土的厚度；qp為樁端地基土承載力特征值，取260。經計算，Rkd1，Rkd2分別為 933 kN，1605 kN， 取其較小值，即單樁承載力Rkd=933 kN。

單樁承擔的處理面積Ae為0.554 m2，單樁分擔的處理地基面積的等效圓直徑De為：

式中：a為布樁特征系數，等邊三角形布樁a=1.05；s為樁間距。面積置換率m為：

則，復合地基承載力fspk為：

式中：β為樁間土承載力折減系數，取0.2；fsk為處理后樁間土承載力特征值，取140 kPa。計算得fspk=1697 kPa，加固后的土體復核地基承載力將近1700 kPa，可確保頂管施工對基礎承載土體的沉降影響很小。

2.1.2 加固方法

采用D＝0.6 m高壓旋噴樁[2]，等邊三角形布樁，樁間距0.8 m×0.8 m，樁長15 m，共140根。加固范圍長15.8 m，嚴禁接觸碰撞基礎；基礎下部無法施工高壓旋噴樁的區域，采用高壓注漿加固，但是不影響基礎運行[3]，加固面積15.4 m2，深度為基礎底面以下6 m。加固平面如圖2所示，立面布置和土層分布如圖3所示。

圖2 A鋼管塔加固平面圖

圖3 A鋼管塔加固立面和土層分布

2.1.3 主要施工參數

高壓旋噴樁水泥為不低于42.5級普通硅酸鹽水泥，水泥漿液水灰比取1，水泥摻量取土天然重度的30%，噴漿壓力為2.0 MPa，噴漿量100～150 L/min，氣壓0.7 MPa，風量 10 m/min，水壓 30 MPa，水流量 80～120 L/min，提升速度6～10 cm/min。樁身垂直度不大于1/100，孔位偏差不大于50 mm。施工及質量符合JGJ 79-2002[1]和 JGJ 120-2012[4]。

2.1.4 施工檢測

高壓旋噴樁施工28 d后，鉆孔取芯檢查成樁的質量[5]，樁身無側限抗壓強度值應大于10 MPa，若不滿足，應及時調整施工工藝后加密復噴。保養齡期到后，鉆檢樁體完整性，并檢測注漿凝固體強度和變形性能。

2.2 B-F鋼管塔

以C和F鋼管塔為例，其他桿塔的加固方法類似。C和F鋼管塔位于頂管IV段。C鋼管塔為三級臺階擴大基礎，基礎底層平面尺寸3.4 m×3.4 m，埋深2.5 m。F鋼管塔為三級臺階擴大基礎，底層平面尺寸7.2 m×7.2 m，埋深3.0 m。

2.2.1 加固計算

采用液壓注漿加固，加固后的土體復核地基承載力，經核算為130 kPa，達到天然黏土至粉質黏土的地基承載力水平，結合鋼管塔下3～4 m厚的原狀黏土持力層，可保證頂管施工對鋼管塔的沉降影響較小。

2.2.2 加固方法

對頂管外邊線兩側1.5 m范圍內的土體進行液壓注漿加固，注漿孔間距1 m，以提高土體的承載力，增大土體力學參數，減小頂管施工引起的土體沉降。C鋼管塔土體加固如圖4和圖5所示，F鋼管塔土體加固與此類似。

圖4 C鋼管塔加固平面圖

2.2.3 主要施工參數

水泥漿采用42.5級硅酸鹽水泥，水灰比取1，水泥漿塌落25～75 mm，黏度80～90 s，7 d抗壓強度應為0.3～0.5 MPa，注漿流量 7～10 L/min，注漿壓力 1～7 MPa。施工及質量符合相關規定。

2.2.4 施工檢測

注漿凝固體強度和變形性能檢測采用標準貫入試驗、現場十字板剪切試驗、靜力軸探試驗。

2.2.5 施工監測

注漿施工和頂管施工過程中，同步檢測土體的隆起量和鐵塔的沉降和傾斜度等。當觀測值超過預警時應及時報告監理、施工單位及設計單位，采取相應保護措施。沉降監測的控制值與報警值如表2所示。

表2 沉降控制值與報警值

3 加固效果

圖5 C鋼管塔加固立面和土層分布

按上述施工方案實施加固施工及保養，結合工程進度要求，分別對加固區進行4 d，10 d和28 d保養齡期后的土體加固效果檢測[6]，檢測結果如下。

3.1 A鋼管塔

28 d齡期后，高壓旋噴樁區采用地探鉆機隨機鉆芯取樣，抽檢樁體6根。實驗室試驗芯樣，檢測樁體攪拌效果和深度范圍內的水泥含量。同時，對樁體芯樣進行無側限抗壓強度試驗，綜合評定樁身質量。檢測結果表明，芯樣質地堅硬，水泥與土體攪拌均勻性良好，完整性較好，水泥含量高，樁端持力層為灰褐色可塑粉質黏土。檢測無側限抗壓強度1.39～9.95 MPa，達到1700 kPa的設計要求。

3.2 C鋼管塔

4d齡期后，在加固區注漿孔位之間靜力觸探機施鉆靜力觸探孔，孔深11～11.5 m。檢測結果表明，注漿加固對黏土和粉質粘土層的影響較小，但對粉土層強度的提高作用明顯，推算28 d強度可達到160～170 kPa，可以達到設計的加固效果，達到控制頂管后地表淺層基礎沉降。

3.3 F鋼管塔

10 d齡期后，在加固區注漿孔位之間采用鉆機施鉆探孔，孔深均為10 m，重力動力觸探試驗和鉆芯取土樣目測鑒定相結合。 檢測結果表明，注漿加固對粉質黏土層（3-2）的影響較小，對粉土（4）強度的提高作用明顯，推算28 d強度可達到160～170 kPa，可以達到設計的加固效果，控制了基礎的沉降。

4 頂管施工和沉降監測結果

4.1 A鋼管塔

頂管I施工穿越A鋼管塔加固區時，頂進速度受加固土體阻力影響，在頂力400 t不變的條件下，由原土區1.5 cm/min減緩為1.0 cm/min，穿越后恢復到1.5 cm/min，刀具磨損十分嚴重。

同時，A鋼管塔基礎4個角點的沉降監測記錄顯示，頂管穿越該區時，基礎有明顯沉降，最大累計沉降量為-19.65～-15.15 mm，滿足基礎的保護要求。

4.2 C和F鋼管塔

頂管IV施工穿越F鋼管塔基礎加固區時，頂力450 t不變，頂進速度由5 cm/min減緩為4 cm/min，穿越后恢復到5 cm/min，頂管完成后刀具磨損輕微；穿越C鋼管塔時，頂力725 t不變，頂進速度由5 cm/min減緩為3.5 cm/min，穿越后恢復到5 cm/min，刀具磨損也輕微。

F鋼管塔基礎在頂管穿越時有明顯沉降，并在頂管穿越后持續沉降0.32～5.35 mm，累計沉降量穩定在-5.59～+2.12 mm的狀態。C鋼管塔基礎在頂管穿越時沉降明顯，最大累計沉降量-19.73～-9.13mm，并且在穿越后繼續沉降0.47～0.84 mm，至累計沉降量穩定在-20.57～-9.74 mm。基本滿足基礎的保護要求。

5 差別性效果分析

5.1 地質條件

地質報告和相同頂進長度下的頂管頂力及頂進速度表明，頂管I段的地質工程特征比頂管IV段高50%左右，因此A鋼管塔基礎的地質條件比C和F鋼管塔好很多。

5.2 基礎受力狀態

A鋼管塔為雙回路220 kV大轉角塔，頂管穿越區處于其基礎的集中受壓區；而C和F鋼管塔為單回路110 kV直線塔，頂管穿越區處于其基礎側邊的均勻受壓區。因此，A鋼管塔基礎的加固要求比C和F鋼管塔高得多。

5.3 土體加固方法

A鋼管塔基礎加固采用高壓旋噴樁工藝，可采用恰當措施，控制加固施工對基礎下承載土層的擾動，效果良好。F鋼管塔采用壓密注漿工藝，為控制造價，施工方案限定了漿液滲透范圍，加固施工擾動保護基礎較明顯抬升，減小了頂管穿越后的累計沉降量。同樣采用壓密注漿工藝的C鋼管塔，由于加固區為地質軟弱層，限定漿液滲透范圍的措施的效果較差，加固施工對保護基礎的抬升擾動不明顯，累計沉降量較大。

6 結束語

保護基礎沉降趨于穩定后，總沉降量基本到達設計限值，均達到了保護基礎的目的。決定加固方法選擇的主要因素為地質條件和基礎受力。加固措施成功的五個主要因素為：選擇有代表性的地質參數進行加固計算，精確分析和計算基礎受力，規范化實施施工技術措施,檢測確認加固施工效果，預先控制頂管穿越加固區施工參數，并在過程中及時調整。以上分析及保護方法的取用，對其他類似的大直徑頂管施工中可能遇到的桿塔保護具有借鑒意義。

[1]中華人民建設部.JGJ79—2002建筑地基處理技術規范[S].北京：中國建筑工業出版社，2002.

[2]蘇新法.高壓旋噴樁在深基坑加固的應用[J].西部探礦工程，2010，4：29-30.

[3]李方楠，沈水龍，羅春泳，等.考慮注漿壓力的頂管施工引起土體變形計算方法[J].巖土力學，2012，33(1)：205-208.

[4]中華人民共和國住房和城鄉建設部.JGJ120—2012建筑基坑支護技術規程[S].北京：中國建筑工業出版社，2002.

[5]中國工程建設標準化協會.CECS03—2007鉆芯法檢測混凝土強度技術規程[S].

[6]王國英.注漿加固在頂管施工的應用[J].中國高新技術企業，2010（3）：155-156.