沉井刃腳

渝懷鐵路阿篷江大橋橋跨的結構形式為:5×32 m預應力砼簡支梁+(40+60+40)m預應力砼連續梁+2×32 m預應力砼簡支梁+1×24 m預應力砼簡支梁。大橋下游建有魚灘水電站, 蓄水位標高429.90 ～430. 90 m ,橋位處水面寬約120 m,平常水的流速小於1 m /s。橋位處上覆砂粘土、卵石土、塊石土、坡殘積粘土,下伏基岩為砂岩、角礫岩、泥質灰巖夾頁岩, 頁岩及灰巖屬V級次堅巖,所夾頁岩屬V級軟石,橋址地層屬單斜構造,河牀覆蓋層最大厚度3 m ,河牀基岩面走向形成23. 7°的坡面。5墩位處基岩層面高差達9. 2 m ,河牀覆蓋層最大厚度2. 7 m ,河牀基岩面走向形成21. 8°的坡面。4和5墩設計為低承台樁基礎,每墩16 根鑽孔樁,直徑1. 5 m,承台底高程419. 69 m,部分承台位於岩層中。設計採用鋼沉井施工,鋼沉井內徑21. 0 m, 外徑23. 0 m ,高為17. 5 m 。受橋墩處河牀面高差的影響,沉井着牀困難,穩定性差。施工中採用了深水鑽巖爆破技術對刃腳處基岩進行了處理,有效地解決了上述難題。

2. 1 施工方案選擇

鋼沉井施工存在以下問題:

(1)施工過程中的穩定性較差;

(2)着牀困難;

(3)刃腳設計難度大且着牀後底部封堵困難。經過對墩位處的地質情況反覆勘測和調研,決定採取將橋基處坡面岩石爆破後再開挖以降低巖面的施工方案 。

2. 2 爆破方案選擇

水下岩石開挖爆破一般採用下列兩種方法:水下裸露藥包爆破或水下鑽孔爆破。水下裸露藥包爆破效果差,工期特別長, 炸藥單耗大、水下衝擊波影響範圍大, 一般用於水下孤石處理;而水下鑽孔爆破需要潛水員攜帶鑽孔工具潛入水底鑽孔布藥, 效率低,進度慢, 有時還會造成潛水員傷亡,雖爆破效果不錯,但存在操作困難,成本高,安全性差,工期較長等缺點。為避免以上缺點,採用深水鑽巖爆破技術,即利用水上浮平台作為作業平台,採用潛孔鑽機成孔,在浮平台上進行裝藥。與上述兩種水下岩石爆破方法相比, 該法有如下特點:所有作業全在水面浮平台上進行,安全程度高;進度快,工期短;投入少, 經濟效益好。

2. 3 技術設計方法

(1)採取適當加大超鑽,相應增大單孔爆破面積,以減少鑽孔數,並確保不留根底;

(2)採用寬孔距爆破技術和水耦合無堵塞裝藥結構, 並適當加大單耗,提高破碎效果;

(3)炸藥選用2岩石乳化炸藥, 此炸藥特點是威力大, 水抗性能強, 並且衝擊、摩擦、熱感度和火焰感度均很低,使用過程安全。布藥時將藥包順內導管裝入孔中並與導爆管連接組成起爆網絡;

(4)採用塑料導爆管非電起爆系統,利用等微差爆破技術,嚴格控制分段藥量,保障周圍設施的安全。

2. 4 技術設計

(1)炮眼佈置。被爆巖體需一次爆破到位, 且岩石爆破後應破碎、鬆散、易清理。根據4、5墩墩位處被爆巖面大小,經計算分別布眼126個和138個, 採用寬孔距布孔,梅花形排列。

(2)炮孔深度。炮孔深度L=H+h。其中, H表示岩石的開挖深度, 根據設計提供的地質資料推算, 本工程開挖深度H 取300 ～500 cm ;h 為超鑽深度h =0. 3H,經計算,實際鑽孔深度L =390 ～650 cm 。

(3)單孔裝藥量計算。Q=K1K abH。其中,K1為水深影響係數,水深18～20 m時,取值為1.2～1.4; K 為單位用藥量,玄武岩取K =1. 6 kg m/;H為開挖深度;a為炮孔間距,為2. 0 m ;b為炮孔排距,為1. 5 ～2. 0 m 。

(4)外套管直徑D=120 mm,炮孔直徑d=100 mm,藥卷直徑d=80 mm。

(5)裝藥結構。水壓力作用下,炸藥的起爆感度要降低,因此, 為使炸藥可靠起爆, 裝藥結構採用連續裝藥結構,每個炮孔旋轉兩組雷管,每組兩個雷管。

(6)採用孔內高段別雷管,孔外微差網路, 孔外採用低段別毫秒雷管簇連,從一端到另端逐組起爆。

(7)爆破振動預估及最大分段藥量確定。Qmax=R(VkpCK/0)。其中, Vkp為地層質點振動的臨界速度;R為自爆源中心至被保護物或測點的距離;K0為介質係數,主要取決於爆破地震波傳播途徑的介質性質;C為控制爆破修正係數;a為衰減指數,一般爆破取1.0～2.0。根據觀測資料表明,水下鑽孔爆破引起的地震衰減相對較慢, 為簡便計算, 假定不考慮在水域中衰減,計算距離從岸邊算起。最大分段藥量可按下式計算:Qm ax=R(v /k)。其中, 取v=3 cm /s, k=200,a=1.7;當距離為80 m時,Qmax=315 kg;當距離為120 m時, Qmax=1 063 kg。

2. 5 安全措施

合理選取爆破參數和單位炸藥消耗量, 減小爆破振動和水中衝擊波。採用多段微差起爆, 減小爆破振動。裝藥時, 每裝2～3卷藥包進行一次深度測量,防止卡藥。裝藥時藥孔上部預留20～40 cm不裝,防止產生大量飛石。按設計連接爆破網絡, 網絡施工必須按操作規程進行,認真細緻,不可馬虎大意。嚴格檢查起爆材料的質量,精心進行測定。水下爆破時,地面上人員撤離到爆破現場200 m以外。在上、下游1 500 m 處設立警戒,禁止人員在警戒線內游泳或潛水。

3. 1 鑽孔

本工程深水鑽巖爆破採用雙套管法, 外套管用以定位 ,內套管用以護孔及作為裝藥作業的通道 。配備 2 台 BTG JD-2型衝擊迴旋式潛孔鑽機 , 在水上浮動鑽孔平台上進行鑽孔 。鑽孔浮動平台由浮箱和連接梁拼組而成, 四角佈置有定位錨機 。定位採取在測量儀器的控制下, 鑽機在平台上移位或通過平台四角上的電動錨機進行平台移位 ,定位十分方便,鑽機鑽進成孔同時雙套管跟進 ,每台鑽機每工作台班鑽孔 7 ～ 8 個。

3. 2 裝藥

裝藥前測定實際鑽孔深度, 核准裝藥量後, 在作業平台上通過套管進行裝藥 。採用反向裝藥 ,即在孔底放 1 ～ 2 卷底藥 , 而後旋轉第一組起爆藥包 ,注意雷管朝向孔底 ,藥卷用炮棍壓緊後 ,放入第二組起爆藥包, 注意使雷管朝向孔底 ,以利傳爆。

3. 3 連接網路

因為平台上存有閒散電流 ,布藥時採用塑料導爆管非電起爆系統 , 利用高段位等微差起爆技術 。按設計的簇連組數 ,將各炮孔導爆管收攏,然後連結成加強複式網路 ,每組導爆管不超過 30 根 ,嚴格控制分段藥量 ,保障周圍設施的安全,每次爆破裝藥量控制在 900 kg以內。

3. 4 起爆

起爆網絡連接完畢並經檢查無誤後, 人員及設備撤離至安全地帶, 人在岸上操作, 封航後起爆 。每墩分為 5次起爆,其中兩次較大的爆破均分 3 組等微差逐組起爆 ,各組起爆間隔 150 m s,起爆後約 0. 5 s完成全過程。

3. 5 清基

水下爆破作業完成後, 即可進行開挖清碴工作 。用浮吊帶動抓土鬥清理爆渣, 抓土鬥為六瓣式,容量1 m,此法作業快、效率高。

爆破時,使用CD-1型傳感器、INV 306A型大容量多功能數據採集分析儀對爆破震動速度進行監測, 距爆區50 m 、100 m 、150 m 處各佈置一個測點,測得震動速度分別為2. 6 cm /s、1. 8 cm /s、1. 0 cm /s,小於允許值,標明爆破是安全的。爆炸瞬間, 水面成波浪式翻起1 m左右高度, 隨後水面滾動成團, 高出水面0.5 m 左右,持續時間約1 m in,沒有產生飛石。被爆基岩非常破碎,塊度大部分在10 cm 以下,最大不超過20 cm。每次爆破後對現場進行全面檢查,結果顯示準爆率為100%。爆破區底部基本平整,個別地方超挖0. 5 m ,完全達到了設計爆破效果。

本工程利用深水鑽巖爆破技術對鋼沉井刃腳處的巖壁進行處理, 工期比預期提前了1個月, 所有作業全部在浮平台上進行,避免了水下作業,投入少, 安全性高,收到了明顯的經濟和社會效益。 ^[1] 

對於刃腳基礎反力，國內規範僅根據不同類別的土樣粗略地給出了地基承載力的範圍，工程實踐中對於刃腳踏面的地基承載力又往往採用傳統的條形基礎或者環形基礎的計算方法計算_．採用模型試驗和有限元方法對已加固砂土上的圓形和環形基礎的地基承載力進行了分析；分基礎底面光滑和基礎底面粗糙兩種情況對剛性環形基礎的地基極限承載力進行了計算．但工程實踐中，為了順利下沉，刃腳均具有斜側面部分，且這些文獻中的基礎內外側土體高度一致，並無高差，與沉井下沉時實際情況不一致．刃腳斜面的水平投影寬度往往比刃腳踏面寬度大很多，對於這一部分地基承載力，工程中常將斜面投影到水平面上，按刃腳踏面的計算方法計算斜側面投影寬度D的承載力．這種計算方法缺乏理論依據．近年雖對環形基礎的地基極限承載力進行了相關的研究，將矩形氣壓沉箱刃腳簡化為環形基礎，並用滑移線法進行求解，均是由基礎底部滑向基礎外．

沉井下沉時，沉井內部的土體不斷被挖走．由於沉井外側原地面與內側開挖面巨大的壓力差，使得沉井刃腳繼續下沉時擠壓下部土體，下部土體破壞的同時被擠向沉井的內部．通過分析同樣指出由於刃腳內部的土體被吸走，刃腳內外側形成壓力差，存在壓力鬆弛區；因此，土體的滑移是由刃腳基礎底部滑向基礎內部，也即刃腳處外側土體有向內側土體滑動的趨勢．本文正是基於此假定，對環形沉井刃腳的斜側面地基承載力進行建模分析，並把理論計算結果與現場實測結果進行了對比．

工程簡介

採用的工程實例為上海某路的鋼筋混凝土圓形沉井．外徑24m，沉井井壁下部厚度為1．25m，上部為1．0m．開始下沉時刃腳標高+4．01m頂部標高+22．84m高18．83m．刃腳斜面的水平投影寬度0．7m，斜面_α1=73．74°，刃腳斜面的高度為2．4m．終沉時刃腳標高為－14．144m．沉井開始使用傳統方式下沉，當累積下沉量為13．295m時，開始使用壓沉方式下沉．現場在刃腳斜面沿周長安裝了2個土壓力計（TYLY1，TYLY2，以下用Y₁，Y₂表示二者的壓力）對土壓力進行實測．

實測結果及計算結果對比分析

總體上看，隨着沉井的下沉，斜面的反力呈增大的趨勢．因為在下沉過程中，踏面先接觸未被破壞的土體，踏面下的土體被踏面擠壓破壞後變成斜面下的土體，之後又經過刃腳斜面的擠壓、切割，也即斜面下的土體受到雙重擠壓，其在被斜面切割、擠壓前就已經部分破壞、重塑，喪失了部分強度，具有類似土體液化的效應 另由於該沉井斜面比較陡，為 73．74°，刃腳斜面的刃片效應體現得比較明顯，因此斜面反力很小．從圖6中還可以看出Y1 比Y2 小，且斜面地基反力與土塞高度是正相關的關係．實測結果與計算分析結果具有一致性．斜面上的土壓力計埋置於整個斜面的中間位置，斜面承載力隨着外摩擦角的增大而增大，但內側增大較小．基於此，統一取δ=0．5 ．應該注意的是：刃腳斜面土壓力計的埋置方式為垂直於斜面，因而計算斜面反力時，應為圖2中的σn．斜面的反力計算值比實測值大很多，幾乎是2倍多，原因很可能是斜面下土體在被斜面擠壓前就已經破壞、重塑，喪失了部分強度．從數值上看，刃腳斜面上的反力非常小，僅僅為同一位置的踏面反力的10%左右，因而在以後的設計中，可以考慮使用本文的滑移線理論計算刃腳斜側面的地基承載力，由於斜面反力計算值比實測值要大一些，因此斜面計算值乘以10的係數，同時忽略踏面的反力．

滑移線的模式主動區和被動區近似直線，過渡區近似對數螺線，斜面的滑移線弧度相對要更大點．極限承載力沿寬度 或水平投影寬度 都是內小外大 且基本上沿寬度呈線性分佈 ．黏聚力 內摩擦角 外摩擦角 土體重度 、堆載與地基極限承載力都呈正向關係．但是各種土性參數對各點單位寬度的地基極限承載力和總的豎向承載力的影響程度不一樣．相對而言，各點的承載力的增大與堆載的增加或黏聚力的增大呈線性關係，且增大的幅度不會改變；內摩擦角增大時，承載力的增大幅度最大；外摩擦角對斜面的地基極限承載力影響還是比較大的；當土體重度發生變化時，其內側計算點的地基極限承載力不會改變．實測的刃腳斜面反力比刃腳踏面反力要小很多，僅為10%左右．可認為是由於斜面下的土已被踏面破壞，屬於重塑土，喪失部分強度．在以後的設計中，可以考慮使用本文的滑移線理論計算刃腳斜側面的地基承載力，然後乘以10的係數，且忽略刃腳踏面反力的作用． ^[2]