異型變寬連續梁樁基托換變形監測分析*

楊正華 段軍朝 郭慶軍 鄢玉勝

(1.西安工業大學建筑工程學院，710021，西安；2.中建三局基礎設施建設投資有限公司，430061，武漢；3.中鐵第一勘察設計院集團有限公司，710043，西安∥第一作者，正高級工程師)

在城市地鐵修建過程中，為避免拆遷既有建筑物，常使用基礎托換技術。樁基礎托換是常用基礎托換方式之一，其又分為主動托換和被動托換。主動托換適用于托換荷載大、變形控制要求嚴格的建筑物，其變形控制具有主動性[1]，具有技術難度大、工序復雜、風險高及施工周期長的特點。

為安全有效地實施樁基托換工程，需要制定監測方案，明確監測項目、監測頻率及相關控制指標等。樁基托換實施過程中，要對沉降變形和受力等進行全過程實時監測，并對監測數據進行系統性分析，以及時掌握托換過程中基礎受力與變形的關系，對后期變形和頂升力進行有效預測。為此，我國學者開展了相關工作，文獻[2]根據深圳地鐵3號線下穿廣深鐵路項目的相關監測工作，給出了主要監測項目和監測值；文獻[3]對成都西環鐵路剛構橋樁基托換進行了相關監測及數據分析；文獻[4]利用自動化監測技術開展了連續多跨樁基托換的施工監測；文獻[5]對立交橋橋臺樁基托換開展了基坑圍護結構的監測。在上述樁基托換監測項目中，被托換的上部橋梁結構相對簡單，托換噸位不大。本文以西安北客站至咸陽機場城際鐵路(以下簡為“機場城際線”)下穿匝道區異型變寬連續梁為工程背景，通過對監測數據的分析，總結托換工程中相關位移及內力的變化規律。

1 工程概況

機場城際線連接西安北客站和咸陽機場兩大交通樞紐，采用地鐵制式，并在咸陽機場范圍內地下敷設。為滿足咸陽機場站的站位要求，咸陽機場站的站后雙線暗挖隧道需下穿T3航站樓主線橋22-1墩和22-2墩2處橋墩共8根樁基。

為保證施工期間T3航站樓的交通組織正常，在不中斷既有橋梁交通的前提下，經工程技術、經濟等綜合比選，采用對既有22-1墩和22-2墩樁基實施主動托換方案。被托換的橋墩最大軸力約為 13 000 kN。樁基托換布置圖如圖1所示[6]。

a)平面圖

被托換的22-1墩和22-2墩上部結構為匝道區鋼筋混凝土變寬連續梁，橋梁寬度由35.00 m漸變至15.25 m。橋梁為4跨，跨度分別為24.045 m、21.023 m、11.837 m 及22.182 m。

托換方案采用托換梁外包既有承臺的形式。托換梁與既有結構通過“植筋+鑿毛+界面劑”來連接。托換梁為預應力混凝土結構，22-2墩托換梁尺寸為21.5 m(長)×8.7 m(寬)×3.5 m(高)。每處橋墩新施做4根φ2.0 m樁基，用于托換既有的4根φ1.5 m的樁基。

樁基托換主要施工過程為：托換樁施工→基坑開挖→既有承臺植筋鑿毛→托換梁施工→千斤頂頂升、既有樁卸載→既有樁切割→封樁(托換樁和托換梁固結)→暗挖隧道施工。在千斤頂頂升過程中，為安全起見，在托換梁和托換樁之間設置鋼墊塊；每次頂升完畢，用楔形墊塊將托換梁與托換樁填塞密實。為保證結構安全，2處橋墩托換交替施工，先施工22-1墩樁基托換工程，待其完成后再施工22-2墩樁基托換工程[7]。

2 主要監測項目和監測頻率

在樁基托換過程中，除了對托換結構體系本身進行監測外，還需對既有橋梁結構和鄰近建筑物進行監測和監控，跟蹤掌握不同托換施工階段對既有橋梁結構所產生的影響，實現信息化施工，控制變形速率，確保既有橋梁運營安全。

在工程實施前制定了詳細監測方案并進行評審。監測方案包括監測項目、測點布設、監測頻率、儀器設備、控制指標等內容。監測工作需選用專業的監測隊伍。

監測項目包含應力、應變、位移和沉降等。監測以自動化監測為主，人工監測為輔，兩者相互配合、相互驗證。監測周期從托換樁開始施工到隧道施工完畢。各階段的主要監測項目[8]和監測頻率見表1。

表1 主要監測項目及監測頻率

3 主要監測設備及監測控制值

自動化監測系統包括測量機器人、棱鏡、通信箱及供電電纜、信號轉換器、計算機及專用軟件等。測量機器人型號為拓普康MS05AX，可實現自動跟蹤、自動照準、智能識別和遙測控制等。自動監測系統后臺配有專用云端，其通過配套分析軟件可對收集到的數據進行儲存、處理和分析，實現了實時且高精度的測量。

人工測量部分：采用水準儀監測位移，采用測斜儀監測傾斜情況。根據對整個托換結構體系的分析，結合目前的施工精度和監測水平，確定主要位移監測指標及控制值如表2所示。

表2 主要位移監測指標及控制值

4 主要監測結果分析

4.1 圍護樁的傾斜分析

22-1墩托換梁與既有23+墩的承臺外緣凈距離僅為2 m左右，為減少托換梁基坑開挖對23+墩的影響，鄰近23+墩的基坑部分施工采用垂直開挖、排樁圍護。圍護樁采用φ600 mm@1 000 mm的鉆孔灌注樁，樁頂設置鋼筋混凝土冠梁。

圍護樁長度為10 m，其中埋入基坑底部的長度為4 m。在22-1墩基坑三面圍護樁中，各選擇1個圍護樁進行測斜。3個測斜管布置如圖2所示。在每個測斜管中，每隔0.5 m設1個測點。采用移動測斜儀配合手持式測斜讀數儀進行測斜觀測。

尺寸單位：cm

由測斜管各測點的位移變化數據，可得各施工階段圍護樁的傾斜變化情況。CX1測斜管不同測點深度處的位移變化情況如圖3所示。

由圖3可知：隨著施工的進行，CX1測斜管所測圍護樁產生了偏向基坑方向的位移；頂升前的圍護樁傾斜速率大，預頂后的圍護樁傾斜速率變小。此外，圍護樁傾斜情況隨著測點深度的變化而變化，隨著圍護樁測點深度的增加，測點位移值變小，圍護樁傾斜變化速率變小。經分析，其主要原因是隨著圍護樁深度的增大，土體對圍護樁的嵌固效應增強。

圖3 CX1測斜管不同測點深度處的位移變化圖

4.2 橋墩位移

橋墩位移是樁基主動托換時千斤頂頂升力最直接的反映。為保證既有結構的安全，需保證橋墩的位移一直在容許范圍內。在施工過程中，被托換橋墩和相鄰橋墩的位移監測數據均較多,本文選擇有代表性的22-1墩，對墩身位移進行分析。

4.2.1 橋墩豎向位移

利用測量機器人自動監測各關鍵施工工序中22-1墩的豎向位移。施工前，先讀取橋墩豎向高程初始讀數。根據橋墩豎向位移自動測試結果，繪制初始階段至封樁階段的墩身豎向位移變化曲線如圖4所示。

圖4 22-1墩豎向位移變化曲線

結合圖4進一步分析可知，隨著托換鉆孔樁施工和基坑開挖，22-1墩既有樁基的樁側摩阻力下降，橋墩產生豎向沉降，最大沉降值為0.5 mm；托換梁預應力張拉使得托換梁產生反拱效應，導致橋墩略微抬升，抬升位移為0.2 mm；在加載頂升過程中，橋墩被抬高2.4 mm；頂升完畢至截除既有樁的過程中，隨著土體應力重分布，橋墩下沉；截除22-1墩既有4根樁后，22-1墩相對于初始狀態抬升了2.1 mm；自既有樁被切割至封樁階段，22-1墩下沉，且累計沉降值為0.5 mm。經分析：既有樁被切割后，托換樁所受軸向力變化，進而導致托換樁沉降；千斤頂回油泄壓后，托換梁和托換樁間的剛性墊塊受壓產生變形。

監測結果表明：在保證既有結構安全的前提下，通過千斤頂頂升橋墩，可補償后期截樁后受力體系轉換產生的豎向變形和墊塊壓縮變形，進而使既有墩在樁梁固結后高于初始狀態，以彌補樁梁固結后發生的長期沉降和下部隧道暗挖施工導致的已托換結構沉降。

相對于初始狀態而言，托換施工過程中被托換橋墩的最大抬升位移為2.4 mm，最大沉降位移為0.5 mm，均遠小于警戒值(3.0 mm)及控制值(5.0 mm)。

4.2.2 橋墩縱向和橫向位移

選擇22-1墩有代表性的監測點，進行監測數據統計分析。22-1墩墩身縱向位移及橫向位移在各施工階段的變化分別如圖5、圖6所示。

圖5 22-1橋墩縱向位移變化曲線

圖6 22-1橋墩橫向位移變化曲線

圖5顯示：在基坑開挖前，橋墩縱向位移變化很小，基本無位移；在托換梁混凝土澆筑完畢至封樁階段，橋墩縱向位移逐漸增大，其中頂升完畢至截樁階段的橋墩縱向位移變化速率較大。

經分析，22-1墩產生縱向位移的主要原因為：托換梁兩端千斤頂頂升過程不同步或兩端千斤頂頂升力比例與實際結構存在偏差；被托換的橋墩不在托換梁的跨中，而預應力鋼束及張拉力均按托換梁跨中對稱，故鋼束張拉時被托換橋墩會產生縱向位移。

圖6顯示：頂升前的橋墩橫向位移很小，相應橫向位移值在±0.5 mm以內；橫向位移主要發生在截樁后；既有樁截樁至千斤頂卸載階段，橋墩橫向位移迅速增加了1.5 mm；至封樁結束，橋墩橫向位移增至2.6 mm。

在整個托換施工過程中，22-1墩監測點的最大縱向位移為2.4 mm，最大橫向位移為2.6 mm。可見，縱、橫向位移值均較小，且在警戒值3.0 mm范圍內，滿足相關要求。這說明施工中各項位移控制措施安全有效，整體可控。

4.2.3 墩身豎向位移差

在托換施工中，相鄰橋墩的豎向位移差均滿足監測方案變形值的要求。選擇具有代表性的22-1墩和22-2墩來分析豎向位移差，其變化情況如圖7所示。

圖7 22-1墩和22-2墩的豎向位移差變化曲線

分析圖7可知：

1)在22-1墩頂升施工前，22-1墩和22-2墩相鄰位移差很小。兩橋墩不均勻豎向位移差在±0.5 mm以內。考慮到測量誤差，可近似認為兩橋墩間基本無不均勻沉降。

2)在22-1墩托換施工的全過程中，該墩與22-2墩的最大豎向位移差為2.6 mm，發生在22-1墩頂升完畢時。究其原因，22-1墩樁基托換與22-2墩樁基托換先后進行，當22-1墩進行托換頂升時，22-2墩樁基托換施工尚未開始。

3)在托換各施工階段，22-1墩和22-2墩豎向位移差均遠小于控制值3 mm，滿足設計要求。

4.2.4 千斤頂頂升階段墩身位移

在托換頂升過程中，千斤頂采用分級加載，整個頂升加載共分8級，最大加載F0=1.08Fd(Fd為千斤頂的頂升荷載設計最大值)，各級加載依次為1.2Fd的20%、30%、40%、50%、60%、70%、80%、90%。

在頂升前，讀取橋墩高程測試點的初值；在每級加載頂升后，分別測得測點的高程，并計算橋墩豎向位移。最終得到22-1墩分級加載與橋墩豎向位移的關系如圖8所示。

圖8 千斤頂加載過程中22-1墩的豎向位移變化

由圖8可見，在頂升階段，被托換橋墩的豎向位移與頂升力大小并非線性關系。在千斤頂加載初期，被托換橋墩隨頂升力增大而上抬，上抬位移增速較快；待千斤頂加載比例至30%時，橋墩上抬位移變化減緩，趨于穩定；當千斤頂加載比例大于70%時，被托換橋墩豎向位移才重新隨著頂升力增大而增大；當千斤頂加載比例為90%時，22-1墩上抬位移為2.4 mm。

圖8中，千斤頂加載比例從50%增至60%時，橋墩豎向位移變小，產生相對沉降。經分析，主要原因為該加載段間隔時間為1 d，托換樁的沉降得以充分發展，而其他各相鄰級加載段時間間隔較短，均為2 h。

5 結論

1)樁基托換工序復雜，施工風險高，制定行之有效且完善的監測方案至關重要。監測方案應結合具體項目制定，應充分利用現代監測手段開展信息化施工監測。

2)在確定樁基主動托換橋墩位移容許值時，應結合現有的施工工藝及設備在正常情況下可以達到的水平，并充分考慮千斤頂頂升完畢至后期隧道施工完畢可能產生的結構變形。

3)在主動托換千斤頂頂升階段，被頂升的橋墩豎向位移與千斤頂加載力為非線性關系。在加載初期及后期，豎向位移隨加載力增長較快；在加載中期，受結構內力重分布影響，豎向位移隨荷載的變化速率減緩。