微型花管桩在覆盖层治理中的应用与分析

2013-02-28李元元

东北水利水电 2013年5期

李元元

（四川大唐国际甘孜水电开发有限公司，四川康定 626001）

1 施工概述

长河坝隧道出口响水沟沟底局部基岩出露，表层为坡积碎石堆积土层，出口洞顶以上地面为灌木植被覆盖，右侧地表局部可见岩石出露，左侧为厚层坡积碎石堆积土层。根据前期地质勘测资料显示，长河坝隧道K17+935.5～K17+835段隧道路面以下为坡积碎石堆积土层。

长河坝水电站水库正常蓄水位为1690 m高程，长河坝隧道洞口路面设计高程为1702.285 m，考虑水库蓄水后库水形成的毛细现象、波浪作用等因数的综合影响，1693 m高程以下基本为库水影响区，即洞口段坡积碎石土层的中下部均浸泡在库水位以下。在水库蓄水和泄水的过程中，库水位升降将直接引起长河坝隧道出口段隧道底部堆积体的干湿状态交替，降低土体力学参数；水位升降也将致使坡积体内水位势产生变化，加大了水力渗透的渗流力和水力冲刷作用；堆积体结构易使隧底沉降量加大，且由于隧底基岩面呈斜倾构造，隧洞两侧墙脚易发生不均匀沉降，水库蓄水后隧道底部土体沉降、变形极可能引起隧道出口段洞身结构变形而发生破坏。综合以上因数，对长河坝隧道出口K17+935.5～K17+835隧底基础进行加筋幕墙补强加固，通过对隧道两侧墙脚及仰拱下设置注浆孔内置外径为φ89 mm壁厚5 mm的花管，结合土体注浆形成的帷幕墙对隧底地基进行加固，由注浆花管和注浆固结后的土体形成复合基础共同承担隧道墙脚传来的荷载，改变隧道地基地层承载力较低的性能，提高隧道墙脚底部及仰拱与微型桩及帷幕墙共同承载和变形协调的能力。

2 施工方法

2.1 灌浆孔编号定位

微型花管桩灌浆按环间分序、环内加密的原则进行。环间分两序施工，先施工Ⅰ序孔，后施工Ⅱ序孔，钻孔和灌浆都必须按分序加密的原则进行，其中墙脚处灌浆孔间排距为0.5 m×0.5 m，仰拱中部灌浆孔间距为1 m，花管孔位按梅花型布置。

灌浆孔定位：根据灌浆孔布置图中的高程和桩号，用全站仪精确放出孔位，并用红油漆作标记，并标明孔号。

灌浆孔编号：Ha-b-c。

其中：H——花管注浆；a——单元号，由洞口向内按自然序列递增，a=1，2，3，…；b——排号，对应a单元，由左侧向右侧按自然序列递增，b=1，2，3，…；c——孔号，对应b排，由洞口向内按自然序列递增，c=1，2，3，…。

2.2 造孔

2.2.1 灌浆孔技术参数

1）孔径，造孔设计孔径为覆盖层φ146 mm，基岩部位为 φ115 mm；2）孔深，深入基岩 0.5 m 为准；3）灌浆孔角度，花管造孔外插角为5°，10°，仰拱部位两排孔为90°。

2.2.2 造孔设备与机具

1）主要设备。YG-80工程锚固钻机。

2）机具。φ146偏心跟管钻具，φ146（壁厚8 mm）套管及连接手，液压拔管机，ZDφ110冲击器配套φ115钎头。

2.2.3 造孔方法

在设计孔位上，人工或用风钻凿出与孔径相匹配的10cm左右深的槽（孔），为跟管钻进提供定位和导向作用。开钻前，让偏心钻头伸出套管靴，正转达到一定速度时，张开偏心钻头，方可进行正常钻进。特别注意在确认钻头到达孔底后，先回转，待正常后，再开风进行钻进。

跟管钻进过程中，边加钻杆边加套管。套管使用φ146（壁厚8 mm）的连接手连接。跟管钻进至需要深度位置后，即可将跟管钻头、冲击器、钻杆提升出孔外。根据需要可一次跟管到位，或先跟管钻进至需要深度后再用常规钎头钻进至设计深度。为防止套管靴打脱落，在套管尾部增加一个同步给进装置，套管靴与套管之间实行焊接。

2.2.4 造孔顺序

先造环间Ⅰ序排孔，后造环间Ⅱ序排孔，同一环内先造Ⅰ序孔，后造Ⅱ序孔。同一单元内的同一次序孔可全部或部分钻出后，再进行灌浆，也可单孔分序钻进和灌浆。

2.2.5 花管制作及安装

1）花管材料。花管采用外径φ89壁厚5 mm的无缝钢管。

2）花管制作。用φ20钻头的大型台钻打孔，间距20cm，梅花型布置，锥头采用人工焊接成型，花管连接采用连接手丝扣连接。

3）花管安装。花管安装采用人工一次安装。

2.2.6 拔管施工

花管安装完成后，用液压拔管机把套管从孔内拔出。拔管采用专用拔管机千斤顶及油泵，先将千斤顶的地板置于岩面靠深填实，用卡瓦卡住导管及千斤顶顶板再升动油泵、千斤顶，导管顺着千斤顶的升降一节一节地拔出。拔管过程中不能把花管从孔内带出来。

拔管时会出现的问题：1）在造孔过程中，因冲机器震动使得该部位岩层的应力释放，引起岩体变形，使套管变形弯曲，导致套管不能拔出；2）由于该段岩层属泥砂夹碎孤石极为破碎松散，在造孔过程中大量的砂石被吹出，致使岩体与套管间形成空洞；再造邻孔时冲击的震动使得空洞塌陷，导致套管不能拔出；3）由于该段岩层属泥砂夹碎孤石极为破碎松散，在灌浆过程中可能串浆而使未拔套管被凝结包裹不能拔出。

2.2.7 孔口封堵施工

在套管拔完后要保护好孔口，并及时安排人员进行孔口封堵施工。孔口的封堵，先人工把孔口周边的松散覆盖层清理干净，然后用棉纱或棉花把花管外壁和孔壁之间的空隙填充满，并用铁钎或钢筋捣密实，充填深度要达到孔口以下1 m左右。在填充物填充密实后花管四周用砂浆封填密实，砂浆封填厚度不小于20 cm。待凝3 d后，方可进行花管灌浆。

2.3 花管灌浆

2.3.1 制浆

制浆模式采用集中制浆、现场配浆的原则，根据现场实际情况，将采用2个比级浆液比重来配置浆液，分别为0.8∶1，0.5∶1，必要时可掺加少许砂及速凝剂，浆液配置采用高速搅拌机，搅拌时间不少于30 s，用输浆泵将原浆输送至现场储浆桶，现场灌浆严格按照设计配比按需配浆。浆液从制备到用完的时间不大于4 h。灌浆结束后，立即清洗好设备及管路，以保证后续灌浆时的畅通性。

2.3.2 灌浆方法

该工程花管灌浆采用从孔口下射一根φ25钢管作为射浆管，射浆管下至距孔底0.5 m左右，孔内循环式灌浆，全孔一次性灌注。灌浆按环间分序、环内加密的原则进行，环间先灌Ⅰ序排孔，后灌Ⅱ序排孔，同一环内先灌Ⅰ序孔，后灌Ⅱ序孔。花管灌浆按固结花管周围有限范围内土体设计，浆液有效扩散半径不小于0.5 m。当灌浆压力保持不变，注入量持续减少时，或当注入量保持不变而压力持续升高，不改变水灰比；灌浆过程中，灌浆压力参数初压为0.2 MPa、终压为0.5 MPa。在实际灌浆过程中，当孔内出现串浆现象，将采取钳缝、表面封堵、低压、限流、限量、加浓浆液和间歇灌浆以及扫孔复灌等原则进行。

2.3.3 灌浆结束条件

花管灌浆在该灌浆段最大设计压力下，当注入量不大于1 L/min后继续灌注30 min，灌浆方可结束。

2.3.4 封孔

1）灌浆结束后，采用“置换和压力灌浆封孔法”进行封孔，封孔灌浆水灰比为0.5∶1，灌浆压力为该孔最大灌浆压力。

2）灌浆孔待孔内水泥浆液凝结后及钢筋安装完成后，灌浆孔上部空余部份采用M20砂浆人工封填捣实。

3 微型花管桩质量检查

根据微型花管桩灌浆设计技术要求和相关检测规范，需进行微型花管桩灌浆后的基础进行承载力复核。

3.1 基础承载力检测

3.1.1 试验仪器

1）承压板。采用0.45 m×0.45 m×0.01 m钢质板，承压面积为0.2 m2，满足试验规程规定要求。

2）加载装置。包括压力源和反力构架，压力源采用液压装置，其出力误差小于全量程的1%，采取过载保护结构；反力构架由工字钢和花管搭成的平台反力装置。

3）沉降观测装置。采用大量程百分表，相应的分度值为0.01 mm，对称布置于钢质平板的4个角点处。

4）荷载测量。荷载值通过压力传感器测量，数字压力显示器可直接显示力值（kN）。

3.1.2 操作步骤

1）在隧道边墙拱脚注浆段，根据现场孔位指定，选定试验区域，整平场地，开挖试坑，试坑底面宽度大于承压板宽度的3倍。试验前保持试坑土层的天然状态，在开挖试坑及安装设备中，将坑内地下水位降至坑底以下，并防止因降低地下水位面可能产生破坏土体的现象。

2）设备安装次序与要求：安装承压板前整平试坑面，铺约1 cm厚的中砂垫层，并用水平尺找平，承压板与试验面平整接触；安放加载千斤顶反力构架，其中心与承压板中心一致，当调整反力构架时，避免对承压板施加压力；安装沉降观测装置，其固定点设在不受变形影响的位置处，沉降观测点对称设置。

3）加载方式。现场试验采用相对稳定法，采用手动油泵逐级加载，共分2个阶段。

第一阶段加载：按工作荷载的25%分别加载，加载精度为2%，沉降测量的精度为0.01 mm。每次加载后，进行下一次加载前，要保持该阶段的加载值恒定不变，并且只有在每单位小时内沉降小于等于0.25 mm时，才能进行下一阶段的加载。加载至工作荷载的50%时，最大沉降不超过6 mm；加载至工作荷载的100%后，在该荷载下持荷48 h，最终最大沉降不超过15 mm。

第二阶段减载：加载至设计荷载后按相反的程序减载至0，减载与第一阶段相同的方法和要求记录各阶段的加载值和沉降值。

4）试验终止。试验一般宜进行至试验土层达到破坏阶段终止。当出现下列情况之一时，即可终止试验：在本级荷载下，沉降急剧增加，承压板周围出现裂缝和隆起；在本级荷载下，持续24 h沉降速率加速或近似等速发展；总沉降量超过承压板直径（或宽度）的1/12；根据设计技术要求，最大压力为设计荷载1.0倍。

当需要卸载观测回弹时，每级卸载量可为加载增量的2倍，历时1 h，每隔15 min观测一次。荷载安全卸除后继续观测3 h。

3.2 检测结果

1）在此次现场检测过程中未出现沉降急剧增加，承压板四周未出现裂缝和隆起，持续24 h沉降速率加速或近似等速发展的情况，当加载至设计要求承载力1400 kn/m2时，总沉降量为8.392 mm，小于承压板宽度的1/12，根据设计技术要求，最大压力达到设计荷载的1.0倍时终止试验。

2）加载至设计荷载50%时，最大沉降为3.688 mm，小于设计技术要求最大沉降6 mm的要求；加载至设计荷载的100%后，在该荷载下持续48 h，最终最大沉降为8.392 mm，小于设计技术要求中的最终最大沉降不超过15 mm的要求。

3）特征值的确定。根据此次地基承载力试验加载和卸载P～S曲线可以看到（见图1），在设计荷载1400 kN/m2的范围内。加载阶段地基先后经过弹性变形阶段和塑形变形阶段。加载至设计荷载100%时，总沉降量为8.392 mm，在卸载至0后，残余沉降为5.289 mm，恢复的弹性变形为3.103 mm。

图1 地基承载力试验P～S曲线

此次载荷试验依据设计技术要求按工作荷载的25%加载，荷载增量为350 kPa，由4组荷载于沉降值绘制的P～S曲线，没有出现明显的转折点，不能确定临塑形荷载值（比例界限值）。

整个试验过程，未出现技术要求及相关规范中提到的承压板周围出现裂缝和隆起，持续24 h沉降速率加速或近似等速度发展以及总沉降量大于承压板宽度的1/12确定极限荷载的情况，可知极限荷载值大于1400 kN/m2。

4）承载力基本值f0的确定。从此次地基承载力试验P～S曲线可以看到，在设计荷载1400 kN/m2的范围内，加载阶段，没有出现转折点。比例界限不明确，极限荷载不能确定。承载力基本值f0以沉降标准取值。

此次试验属于低压缩土，对加荷段近似采用线性插值，取S=0.015b=6.750 mm对应的荷载值为1157 kN/m2。

3.3 检测结论

在设计荷载1400 kN/m2的范围内，未出现设计技术规范中确定极限荷载的情况，可知极限荷载大于1400 kN/m2；承载力基本值f0以沉降标准取值，对应的荷载值为1157 kN/m2；加载至工作荷载50%、100%时，最大沉降分别小于设计最大沉降6 mm和15 mm的要求，由试验结果可知基础承载力满足设计要求。