海上埋置式承臺裝配式雙壁鋼圍堰研究

黃劍鋒，李 冕，袁 航

（1.長大橋梁建設施工技術交通行業重點實驗室，湖北 430014；2.中交第二航務工程局有限公司，湖北 430014）

1 概述

深中通道東接機荷高速，跨越珠江口，西至中山馬鞍島，是集“橋、島、隧、地下互通”為一體的系統集群工程。其中伶仃洋大橋東泄洪區非通航孔橋長2 640 m，共4 聯，每聯6 跨，每跨上部結構為110 m 鋼箱梁，下部結構均采用群樁基礎+承臺+T 形橋墩（見圖1）。其中分幅式橋墩基礎采用4 根直徑2.2 m 的鉆孔灌注樁，埋置式承臺尺寸為9.5 m×9.5 m×3.5m；整幅式橋墩基礎采用6 根直徑2.5 m 的鉆孔灌注樁，埋置式承臺尺寸為16.5 m×10.5 m×4.5 m。

圖1 橋墩結構布置示意圖

該橋所處位置潮汐屬不規則半日潮，常水位+0.58 m，極端高水位+3.2 m。河床標高為-10.5～-12.5 m，常水位下水深為11～13 m，高潮位下水深為13.7～15.7 m，承臺頂和河床面平齊，考慮4.5 m的承臺高度和3.8 m 的封底混凝土厚度后，最大抽水水頭達24 m。另外，河床以下為超過10 m 的流塑性淤泥層。

該橋橋墩基礎若采用常規雙壁鋼套箱圍堰或鎖扣鋼管樁圍堰施工，存在以下難點：1.最大抽水水頭為24 m，水壓力、土壓力較大，鎖口過多時，封水性能難以得到保障；2.圍堰的數量較多，不采用可周轉圍堰時投入巨大，經濟效益低；3.承臺分為整幅式和分幅式，承臺種類并不統一，相互倒用較困難；4.施工環境為水上施工，施工棧橋設計荷載有限，對于大型圍堰不能進行一次吊裝，需要長期配備浮吊，施工不便捷。鑒于此，綜合考慮施工條件、安全、經濟性等因素，設計裝配式雙壁鋼圍堰進行基礎施工，對比其下沉工藝，并采用有限元法進行驗算。

2 裝配式雙壁鋼圍堰結構設計

本工程承臺施工區域為全海上施工，且毗鄰十萬噸級伶仃洋航道，大型吊裝運輸船舶為避讓航運，組織難度極大。埋置承臺所處位置又為深水區，抽水水頭大，圍堰受力極其復雜，保障安全的前提下圍堰結構設計會很強大，圍堰自重也相應的增加，若不考慮裝配化施工，一次吊裝重量大，且全線圍堰數量多達28 個，吊重次數多，吊裝安全得不到保障。與此同時，圍堰結構用鋼量大大增加，全線承臺的施工費用也耗費巨大。因此從圍堰施工的組織難度、安全生產和經濟效益三個方面考慮，對處在非關鍵線路上的承臺圍堰進行裝配化施工來減小吊裝風險和組織難度，對整幅式和分幅式圍堰進行相互倒用，節約成本，提高經濟效益，設計了一種裝配式雙壁鋼圍堰。

圍堰設計時考慮最不利工況，最大抽水水頭取24 m。為滿足整幅、分幅式橋墩承臺圍堰的相互倒用，節約成本，避免單獨制造分幅墩承臺圍堰，結合承臺尺寸將圍堰橫向分塊，整幅式橋墩圍堰由4 個6.1 m 長的角塊（側板A）和2 個7 m長的水平塊（側板B）裝配而成，分幅式橋墩圍堰由4 個6.1 m 長的角塊（側板A）裝配而成（見圖2）。圍堰結構主要分為內外壁板、水平環、隔倉板、鎖口鋼管樁和內支撐5 部分。其中內外壁板厚24 mm，隔倉板厚12 mm，水平環板厚12 mm，角鋼型號∠125 mm×12 mm，側板A、B 之間的鎖口鋼管為Φ800 mm×12 mm 鋼管，刃角高2 m，圍堰總高度26.5 m，內支撐共計3 層，均由Φ1 000 mm×12 mm 的鋼管和雙拼HN400 的型鋼組成，分別設置在距離圍堰頂口1.6 m、8.8 m、15.9 m 的位置，為了方便后續墩身施工，在承臺施工完畢后將十字型內支撐轉換為三角撐的形式，為墩身施工提供充足了的工作面。

圖2 裝配式雙壁鋼圍堰結構布置示意圖

該裝配式圍堰的優點：1）橫向向分塊，吊裝負擔小，施工進度快；2）自身剛度大，鎖口數量少，止水效果好；3）進行裝配組合能同時滿足整幅式、分幅式橋墩的施工需求；4）高周轉使用，節約成本，經濟效益明顯。

3 裝配式雙壁鋼圍堰施工工藝

3.1 圍堰下沉施工工藝

裝配式雙壁鋼圍堰施工工藝分為分塊下沉和整體下沉2 種，主要區別在于在鎖口鋼管樁施沉完畢后，分塊下沉是將側板A 和側板B 分批次下沉后再安裝內支撐，整體下沉是將側板A、側板B和部分內支撐在河床上拼裝完畢后整體吸泥下沉。下沉工藝的不同會導致圍堰入土深度的變化、圍堰內支撐的數量、圍堰自重等，從而影響結構的造價和施工的難易程度。因此從圍堰的開挖方量、支撐數量、入土深度、設備需求等方面，對2 種下沉工藝進行了對比。

1）分塊下沉

分塊下沉時，為保證側板的穩定和清淤封底時的安全，需要確定河床開挖情況、支撐數量和最小入土深度,具體分為4 個工況。根據盾恩近似法和主、被動土壓力對內支撐點的彎矩和為0 的原則，求解得到最小入土深度(見表1)。由表1 可知，在河床不開挖且不設置底部內支撐的情況下，圍堰最小入土深度達9.2 m，導致圍堰總體用鋼量增加。因此分塊下沉時需要長期配備1 臺135 t 以上履帶吊和振動錘進行下沉，設備占有率高。如要減小入土深度則需要多設置內支撐，并采用長臂挖機對圍堰四周進行放坡開挖后方可下沉。因此分塊下沉存在施工周期長、施工進度慢等一系列問題。

表1 各工況圍堰最小入土深度

2）整體下沉

采用整體下沉工藝施工時，圍堰與內支撐在河床面上拼裝成整體，同時將頂面2 層內支撐與圍堰進行了臨時連接，形成整體后吸泥下沉。圍堰在下沉過程中具有較好的整體性，因此圍堰最終的入土深度只需要滿足河床水下開挖過程中不發生隆起即可。根據軟弱下臥層坑底隆起穩定性驗算原則，當入土深度為3 m 時即可滿足圍堰坑底抗隆起設計要求。另外，根據地勘報告，海床面下為10 m 以上的淤泥層，圍堰整體下沉到位時刃角位置位于砂層，受其側摩阻力和端承力的影響，僅憑自身重力可能無法下沉至設計標高，需要進行輔助下沉。通過計算，圍堰在砂層階段的側摩阻力和端摩阻力之和為5 680 kN，圍堰壁板和內支撐。

3）工藝對比

對比2 種施工工藝可知：分塊下沉時內支撐與圍堰無需臨時固定，單塊吊重小，工藝相對簡單，但考慮放坡開挖和入土深度大的情況，需要配備135 t 履帶吊、振動錘、長臂挖機等設備，設備占用率高；整體下沉時圍堰內支撐數量、入土深度和圍堰用鋼量較小，且不需要放坡開挖，在河床組拼完成后吸泥下沉即可，經濟成本可觀。因此確定選擇在河床面拼裝成整體后吸泥下沉的施工方案。

3.2 圍堰拆除倒用施工工藝

圍堰整體下沉后進行承臺、墩身施工，待墩身超出最高水位2～3 個節段后，將3 層內支撐豎向臨時栓接成一個整體，然后回灌水至圍堰內水位高出圍堰外水位1.5 m 時，使圍堰產生一個向外的位移進行卸荷，減小內支撐的拆卸難度，然后采用浮吊一次拆除3 層內支撐體系，最后依次拔出側板和鎖口鋼管樁至運輸船，轉至下一個施工區域周轉使用。

4 有限元模擬

4.1 有限元模型

采用MIDAS Civil 建立裝配式雙壁鋼圍堰整體模型（見圖3），模型中鎖口采用只能傳遞軸向力的梁單元模擬，圍堰內壁板、外壁板、橫隔板、豎隔板均采用板單元模擬，水平環板采用梁單元模擬。邊界條件為封底混凝土澆筑后約束底板所有自由度以及與內壁接觸位置的法向自由度。

圖3 圍堰整體有限元模型

4.2 設計荷載及計算工況

圍堰最不利狀態為封底混凝土澆筑后圍堰內抽水時，主要承受的荷載包括圍堰自重，側板內、外側水壓力，圍堰吸泥下沉時圍堰內外的土頭差。

圍堰施工階段分為6 個工況（見表2）。按應力疊加原理，隨著體系轉換的進行，需計算每一工況下圍堰的應力變化。

表2 圍堰施工工況

4.3 結果分析

1）圍堰側板

各工況圍堰側板各構件的應力變化如圖4 所示，工況6 圍堰變形云圖如圖5 所示。

圖4 各工況圍堰各構件的應力變化

圖5 工況6 圍堰變形云圖

由圖4、圖5 可知，圍堰的應力在抽水階段和內支撐轉換過程中增長較快，高達70 MPa，其中最大應力出現在工況6 下的水平環板和隔倉板位置，最大應力為187.8 MPa，小于規范允許應力210 MPa；圍堰最大變形出現在工況6，最大變形為25.2 mm，小于設計要求的75 mm。

2）內支撐

隨著體系轉換的進行，圍堰內支撐由最初的3層十字撐結構由下至上逐漸轉換為三角撐形式，以便于墩身施工。內支撐體系轉換時應力云圖如圖6 所示。

圖6 內支撐體系轉換時應力云圖

由圖6 可知，體系轉換中第2 道內支撐受力最不利，最大應力為122.7 MPa，小于規范允許應力210 MPa。根據最大彎矩和軸力計算其穩定性，結果均滿足設計要求。

3）封底混凝土

封底混凝土計算時，按+3.2 m 水位，封底混凝土底端承受水壓力，在封底混凝土自重、水壓力和護筒粘結力共同作用下，檢算封底混凝土的應力及護筒粘結力。采用ANSYS 軟件建模計算，在封底混凝土和護筒四周采用鉸接約束。

通過計算，封底混凝土最大拉應力σ1=0.398Mpa小于封底混凝土混凝土軸心抗拉強度設計值ftd=1.23Mpa,最大壓應力σ3=0.43Mpa小于封底混凝土混凝土軸心抗壓強度設計值fcd=11.5Mpa，同時提取鋼護筒處的豎向合力為3633.3kN，得到最大握裹力為118.1 kPa＜設計值120 kPa，滿足設計要求。

綜上計算可知，裝配式雙壁鋼圍堰的受力能夠滿足各工況下深水區承臺施工的需要。

5 結語

本文結合深中通道伶仃航道橋東泄洪區非通航孔橋深水區埋置式承臺施工，提出一種裝配式雙壁鋼圍堰+鎖口鋼管樁的結構形式，通過裝配組合能同時滿足整幅式、分幅式橋墩的施工需求，便于高周轉，經濟效益明顯。該圍堰采用整體下沉工藝，具有挖方量小、支撐數量少、入土深度小、設備占有率低、圍堰總重小等優點，論證了該結構形式及施工方法在此類項目中運用的可行性。