單雙壁組合結構鋼圍堰受力分析及現場實測

李 明

（中鐵十八局集團建筑安裝工程有限公司，天津300308）

雙壁鋼圍堰結構被廣泛應用于橋梁深水基礎施工，國內外學者在針對鋼圍堰，采用數值分析與現場監測相結合的方法，從結構施工工藝、力學性能以及結構優化等方面進行了研究[1-4]。 戴良軍等[5]根據某長江大橋的復雜地質情況，分析了雙壁鋼圍堰穩定性及作用機理，并開展了施工階段的風險評估；尹德智[6]采用數值仿真與現場監測相結合的方法，研究了張吉懷鐵路舞水特大橋深水基礎施工階段雙壁鋼套箱圍堰的受力狀態；楊美良等[7]以湘江特大橋雙壁鋼套箱圍堰為例，針對環板厚度以及圍堰夾壁內填充介質進行了優化研究，提高了結構整體的強度及穩定性。

近年來，從確保施工安全、完善施工工藝、提高經濟效益的角度出發， 各種新型結構形式的組合圍堰相繼出現[8-10]。 張凱等[11]提出了一種咬合樁-雙壁鋼圍堰組合結構圍堰，并對其構造的合理性進行了分析論證；陳成等[12]根據運寶黃河大橋主墩承臺的施工環境特點， 分析了 “SP-IVw+HM588×300”新型組合鋼板樁圍堰結構受力特點；丁延書等[13]根據甌江特大橋7 號主墩處于岸邊復雜的水域環境，提出了一種鋼板樁+混凝土墻組合圍堰的施工方法。 可是，鋼圍堰作為臨時性結構，一般由施工單位按照現場施工環境及施工經驗設計，導致參考價值有限且鋼圍堰設計偏保守，材料利用率較低[14-15]。

為此，本文以丁家洲大橋6# 墩深水基礎鋼圍堰為背景，結合現場水文地質情況，因地制宜，在保證結構安全性的前提下，優化結構形面，提出一種單雙壁組合結構鋼圍堰。 基于有限元法， 采用ABAQUS 建立單雙壁組合結構鋼圍堰與傳統雙壁鋼圍堰的有限元模型，計算并分析結構受力及變形狀態，與傳統雙壁鋼圍堰受力狀態進行對比研究，研究結果可為單雙壁組合結構鋼圍堰施工方案的制定提供參考。

1 有限元模型的建立

1.1 單雙壁組合結構鋼圍堰結構特點

丁家洲大橋橋跨整體布置為（3×30+40）m+（85+120+85）m+（33+27）m+（35+53+35）m，全長603 m。大橋上部結構采用鋼箱梁，下部結構橋墩采用花瓶墩、門式墩，其中，過渡墩6# 墩為系梁式花瓶墩，左右雙幅，高16.94 m，單幅單個墩身寬2.4 m，厚2.2 m，花瓶頂面寬3.2 m，厚3.4 m，單幅承臺尺寸為7.2（順橋向）m×11.4 m（橫橋向），采用單雙壁組合結構鋼圍堰施工。

鋼圍堰為無底結構，設置封底混凝土，總高度為10 m，平面尺寸：外側為13.50 m×9.30 m，內側為11.50 m×7.30 m，基本與承臺尺寸相同，兼作承臺模板，承臺下設置6 根直徑2.50 m 的鉆孔樁。 鋼圍堰內外壁板間隔1 m。 隔艙板共有14 塊，水平環板包括兩種不同類型環板共有11 塊， 水平環板間設置水平桁架以保持結構的穩定性， 所有構件均采用Q235 鋼。 鋼圍堰內部共設置1 層2 道水平內支撐，不存在內支撐轉換，壁艙混凝土及封底混凝土均采用C30 混凝土。 鋼圍堰立面結構如圖1 所示。 鋼圍堰豎向分為兩節，單、雙壁組合結構鋼圍堰豎向第一節為單壁，第二節為雙壁。 第一節所用水平環板與第二節不同， 且水平環板中不設置水平桁架，大大節省了材料成本。

圖1 鋼圍堰立面結構圖Fig.1 Steel cofferdam elevation structure diagram

1.2 模型建立

基于1.1 節鋼圍堰結構特點， 采用ABAQUS建立鋼圍堰有限元模型[16]，使用ABAQUS 的接觸功能來模擬混凝土和壁板及加勁肋之間的接觸行為，不同鋼構件之間采用共節點連接，鋼圍堰因為封底混凝土實體具有很大的剛度，封底混凝土底部在環向水壓下實際可發生的徑向位移也是很小的， 對鋼圍堰的鋼結構部分的影響很小，因此，認為封底混凝土底部是各向固結的。 材料參數及單元選取如表1 所示[17]，相應的有限元模型如圖2 所示。

表1 材料參數及單元選取表Tab.1 Material parameters and unit selection

圖2 鋼圍堰有限元模型Fig.2 Finite element model of steel cofferdam

2 鋼圍堰力學行為對比分析

2.1 結構荷載

根據實踐及相關研究可知[18-20]，鋼圍堰內抽干水時，圍堰夾壁內澆筑混凝土達到設計強度，夾壁混凝土對壁板沒有側向壓力，鋼圍堰內外部形成最大水位差，即鋼圍堰內水完全抽干時為最不利工況，承臺施工時控制水位為+69 m，水流流速為2 m/s。 考慮的荷載組合為：自重G+靜水壓力P1+流水壓力P2。

1） 自重荷載。結構自重在有限元仿真模型中考慮，鋼圍堰結構共計使用鋼材240.70 t，封底混凝土和隔艙混凝土C30 方量分別為150.66、137.28 m3。

2） 靜水壓力。靜水壓力按照內外水頭差計算，采用三角荷載布置，其控制水位為+69 m，承臺底標高為+61.61 m，鋼圍堰水頭差為：Δh=69-61.61=7.39 m。 承臺底標高處靜水壓力為

式中：γ 為水的容重，取10 kN/m3；Δh 為水頭高度。

3） 流水壓力。 流水壓力可按倒三角形荷載分布，河床處水壓力為0，水面處流水壓力為

式中：ρ 為水密度，取1.0×103kg/m3；V 為水流流速；Cw為水流阻力系數，取0.52。

經過計算得出靜水壓力P1和流水壓力P2的具體取值及鋼圍堰受力分布情況如圖3 所示。

圖3 鋼圍堰受力示意圖Fig.3 Schematic diagram of steel cofferdam stress

將荷載施加在有限元模型上，計算得到單雙壁鋼圍堰及傳統雙壁鋼圍堰結構的變形、應力響應。

2.2 鋼圍堰結構變形分析

圖4 為荷載作用下單雙壁組合結構鋼圍堰與傳統雙壁鋼圍堰位移云圖。 由圖4 可知，兩種鋼圍堰外壁板最大變形均出現在隔艙混凝土上面兩個水平環板之間的位置，這是因為圍堰抽水時，外壁板所受到的靜水壓力為鋼圍堰產生變形的最大影響因素，且靜水壓力與深度有關，越靠近底部壓力越大，又由于壁艙混凝土與外壁板協同受力，壁艙混凝土對圍堰下部具有較大的約束作用， 有效減小了下部結構變形。 此外，由變形量值可知，兩種鋼圍堰外壁板最大變形分別為9.69 mm 和10.54 mm。根據《鋼圍堰工程技術標準》（GB/T 51295—2018），在均布三角形荷載作用下，鋼板允許撓度通過計算得出長邊及短邊壁板容許撓度為

圖4 位移云圖Fig.4 Displacement nephogram

式中：δ 為鋼板允許撓度；P 為均布三角形荷載的最大值；h1為三角形荷載的高度；L 為鋼板支撐端距；E 為彈性模量；I 為鋼板截面慣性矩；b 為三角形荷載底邊寬度；h2為鋼板的高度。

通過計算， 得出鋼圍堰長邊壁板容許撓度為37 mm，短邊壁板容許撓度為26 mm。 由此表明，兩種鋼圍堰外壁板最大變形均滿足規范限值要求。

為進一步分析鋼圍堰變形隨高度的變化規律，圖5 為兩種鋼圍堰長邊（路徑1）及短邊（路徑2）壁板位移隨高度的變化。 由圖5 可知，在距底端為4、5、6、7 m 的位置是水平環板及水平桁架所處的位置，對壁板有明顯的支撐作用，因此外壁板會受到一個反作用力，這個反作用力將會阻止鋼板向后彎曲。在距底端7.5 m 以上的位置時，單雙壁組合結構鋼圍堰采用單壁結構，內部支撐減少，導致變形程度略高于傳統雙壁結構，但此處及以上位置所受靜水壓力越來越小，外壁板的變形也逐漸減小，整個單壁變形仍遠小于允許撓度值，表明在上部采用單壁結構的情況下，仍可以保證結構的變形在一個可控范圍內。

圖5 各路徑位移曲線圖Fig.5 Displacement curve of each path

2.3 鋼圍堰結構應力分析

圖6 為單雙壁組合結構鋼圍堰與傳統雙壁鋼圍堰應力云圖。 圖6 表明，兩種鋼圍堰外壁板最大應力出現的位置與最大變形處一致，這是因為在壁艙混凝土上部所受靜水壓力較大且沒有混凝土協同受力導致此處應力較大。 同時， 由變形量值可知，兩種鋼圍堰外壁板最大應力分別為122 MPa 和125 MPa，而Q235 鋼的屈服強度為235 MPa。 由此表明，兩種鋼圍堰外壁板最大應力均滿足規范限值要求；并且，相比傳統雙壁鋼圍堰，單雙壁組合結構鋼圍堰最大應力還略微減小。

圖6 應力云圖Fig.6 Stress nephogram

此外，這里也針對鋼圍堰應力隨高度的變化規律開展分析（圖7），在水平環板及水平桁架所在位置處均出現應力集中的情況，原因在于，水平環板及水平桁架對外壁板起到了支撐作用，在鋼板受力時，由于支撐位置剛度較大，會導致鋼板在此處出現應力集中。 也就是說，支撐結構在加強了鋼板剛度的同時，也會提高鋼板的應力集中程度，因為此時大部分應力都會集中在支撐和鋼板的交界處。 為了減少支撐位置的應力集中，可以在支撐和鋼板之間插入彈性墊片，以起到一定的緩沖效果，也可以通過增加支撐的數量和分散支撐位置等方式來減少應力集中。在距底端7.5 m 以上的位置時，單雙壁組合結構鋼圍堰外壁板的應力略高于傳統雙壁鋼圍堰外壁板， 但由于此處所受靜水壓力的減小，應力水平基本處于60 MPa 以下， 意味著該結構并不會發生塑性變形或損壞，該結構工作狀態是相對穩定的。

圖7 各路徑應力分布圖Fig.7 Stress distribution map of each path

此外，這里針對最不利工況下各構件應力最大值開展分析，見表2。由表2 可知，在所有構件中，應力最大值出現在外壁板上，外壁板在隔水方面起主要作用，其他構件主要目的是為了給外壁板提供支撐作用。 單雙壁組合結構鋼圍堰各構件整體應力水平略大，水平桁架是所有結構中上應力值相差最大的結構，約30 MPa，因為在單壁板結構中并未設置水平桁架，導致下部雙壁板內水平桁架分擔更多荷載，但各構件應力水平仍處于較低水平，表明在上部采用單壁結構的情況下，仍可以保證結構的整體應力水平在安全范圍內。

表2 各構件應力最大值Tab.2 Maximum stress value of each component MPa

3 仿真與監測結果對比分析

為驗證仿真計算結果的可靠性， 針對丁家洲大橋6# 墩深水基礎采用單雙壁組合結構鋼圍堰受力狀態進行監測，采用JMZX 206HAT 水下振弦式應變計和JMZX 3001 綜合測試儀，傳感器豎向布置6 層、長邊壁板及短邊壁板每層分別布置3 個和2 個，另外兩條邊對稱布置，具體位置分布如圖8 所示。

圖8 各測點分布圖Fig.8 Distribution map of each measuring point

通過對監測數據的分析， 并考慮篇幅限值，這里提取橫向分布的S2 所在位置的6 個測點的變形及應力數據，并與ABAQUS 模型中對應位置的變形及應力值進行對比分析，進一步求出仿真與實測結果的誤差率，如圖9 所示。 實測的變形與應力結果基本低于理論計算值，原因在于模型存在簡化及理想化假設處理，同時忽略了角鋼等一些加固措施的影響，實際情況中施工環境更為復雜，實測時間和水位、 流量等環境條件可能對實測結果產生影響，測量時水位較低、流量較小、鋼圍堰表面積存有一定的沉積物時，就會使實測結果偏低。 但整體實測數據與理論計算值誤差率基本在15%以內，差值不大，表明數值模擬能較為準確的評估實際工程中單雙壁組合結構鋼圍堰的力學行為。

4 結論

本文采用數值分析的方法，對單雙壁組合結構鋼圍堰與傳統雙壁鋼圍堰的力學行為進行對比分析，并結合現場監測數據進行驗證，得出以下結論。

1） 單雙壁組合結構鋼圍堰最薄弱的位置出現在隔艙混凝土上面兩個水平環板之間，在外壁板與水平桁架相接觸的位置易出現應力集中，可考慮增設彈性墊片等結構，提高緩沖效果，提高結構的安全性。

2） 單雙壁組合結構鋼圍堰的最大變形及應力值分別為9.69 mm 和122 MPa， 變形及應力水平均符合規范要求，在距底部7.5 m 以內的位置，兩種鋼圍堰的應力分布基本一致， 在距底端7.5 m 以上的位置，單雙壁組合結構鋼圍堰外壁板的位移及應力水平略高于傳統雙壁鋼圍堰外壁板，但并不影響整體結構的安全性。

3） 考慮靜水壓力三角形荷載作用下的單雙壁組合結構鋼圍堰結構布置合理，通過與監測數據對比，誤差率在15%以內。 由此表明，實際結構更偏安全，且能提高材料的利用率。