旋噴樁復合地基變剛度處治橋頭跳車效果

涂義亮 王星馳 柴賀軍 徐建強 李海平 余佳玉

(1重慶交通大學土木工程學院, 重慶 400074)(2招商局重慶交通科研設計院有限公司, 重慶 400067)(3重慶交通大學省部共建山區(qū)橋梁及隧道工程國家重點實驗室, 重慶 400074)

橋頭跳車是由公路橋頭及伸縮縫處的差異沉降導致的一種工程病害,是軟土路基工程運營過程中長期存在的問題,嚴重影響了道路工程質(zhì)量和交通安全[1].目前,已有的橋頭跳車處治技術主要有加鋪法、夯管錘法、側(cè)向輻射注漿法、高壓旋噴樁法、輕質(zhì)材料置換法、復合地基加固法等[2-3].

高壓旋噴樁技術因具有造價低、施工方便等優(yōu)勢,得到了較多的關注和應用.Taghavi等[4]、Ibragimov[5]、Wang等[6]研究了樁長、樁徑、樁間距、填土高度、樁體模量等對旋噴樁加固效果的影響.安關峰等[7]研究發(fā)現(xiàn)樁的布置方式對處治效果影響不大,樁長、樁徑、樁間距、樁體模量對處治效果有一定影響.以上學者對旋噴樁的眾多影響因素進行了研究,但均未分析各參數(shù)的影響敏感度排序或影響權重.同時,對于運營期的高速公路而言,為了減少對車流的干擾,不宜在路面進行旋噴樁施工,因此需要研究不影響道路正常運營的非開挖處治技術.側(cè)向輻射注漿技術因不干擾公路運營而被大量采用. 王安輝等[8]、Bhasi等[9]、李建斌等[10]采用側(cè)向輻射注漿技術對高速公路既有軟土路基進行處治,并取得了一定的處治效果. 國內(nèi)外學者對高壓旋噴樁技術、側(cè)向輻射注漿技術進行了大量的研究,為這2項技術走向成熟奠定了重要的基礎[11].但學者們在研究處治效果時,一般只采用其中一種技術,很少將2種或多種技術結(jié)合在一起進行研究.因此,應嘗試多種技術相結(jié)合的處治方法,如豎向旋噴樁與側(cè)向輻射注漿相結(jié)合的復合地基處治技術.

此外,由于橋頭與路基的沉降差無法避免,只有通過減緩沉降坡度(沿道路路線方向沉降變化的幅度)解決或緩解跳車問題[12].因此,變剛度處治方法(即沿道路路線方向逐漸調(diào)整復合地基處治的設計參數(shù))成為一種有效的途徑.但是,目前關于復合地基變剛度處治方法的研究和應用卻相對較少.

本文針對某高速公路橋頭跳車問題,提出一種旋噴樁復合地基變剛度處治技術.首先,采用二維數(shù)值模擬方法研究樁長、樁徑、樁間距、樁排數(shù)、注漿深度等因素對處治效果的影響規(guī)律和敏感度排序,并基于此提出變剛度處治方案和設計參數(shù)；最后,通過三維數(shù)值模擬對提出的方案和設計參數(shù)進行分析和驗證.

1 工程概況及數(shù)值模型的建立

1.1 工程概況

由于存在深厚欠固結(jié)軟土地基,G15沈海高速某路段多處路橋銜接段存在嚴重的橋頭跳車問題.考慮到該路段的交通量巨大,傳統(tǒng)開挖后進行處治的方式并不適用.為此,以該路段的某典型橋頭工程為依托,進行非開挖處治技術分析.該工程的地層自路面向下依次為：黏土層厚1.3 m,淤泥層Ⅰ厚13.2 m,淤泥層Ⅱ厚14.5 m,淤泥質(zhì)黏土層Ⅰ厚11.6 m,淤泥質(zhì)黏土層Ⅱ厚7.8 m.

針對依托工程工況,提出了旋噴樁復合地基變剛度處治方法(見圖1).首先,在路堤兩側(cè)坡腳施加一定深度的豎向旋噴樁；然后,在路堤兩側(cè)朝中間一定厚度路基范圍內(nèi)傾斜打設注漿管進行側(cè)向注漿,從而與土體膠結(jié)形成模量較大的結(jié)石體,可等效為硬殼層.豎向旋噴樁、硬殼層和路基土體共同形成一種復合路基,控制路基沉降.根據(jù)依托工程情況和已有研究結(jié)果[4-9],該處治方法宜選用的變剛度參數(shù)為樁間距s、樁排數(shù)n、注漿深度h、樁長l和樁徑d等,各參數(shù)的敏感度有待進一步分析.

圖1 旋噴樁復合地基變剛度處治示意圖

1.2 原始路基模型

根據(jù)地質(zhì)勘查資料,采用FLAC 3D軟件建立原始路基斷面半對稱部分的數(shù)值模型(見圖2).邊界條件設置如下：底部邊界為剛性不透水層,固定水平、豎直方向位移；左側(cè)邊界為不透水層；右側(cè)和上部邊界為透水層；左右兩側(cè)邊界均約束水平方向位移.在路面中心、路肩及路堤坡腳布置3個位移監(jiān)測點.

圖2 原始路基二維數(shù)值模型

修正劍橋模型為等向硬化的彈塑性模型,采用帽子屈服面,以塑性體應變?yōu)橛不瘏?shù),能較好地描述軟土在破壞之前的非線性和依賴于應力水平或應力路徑的變形行為,是應用最為廣泛的軟土本構(gòu)模型之一,故采用該模型模擬軟土地層[13].路堤填土采用摩爾庫倫模型,主固結(jié)沉降采用比奧模型的流固耦合分析.對于深厚軟土樁基,樁側(cè)土體與樁底土體均存在較為明顯的次固結(jié)特性,可采用Burgers模型模擬軟土的次固結(jié)[14].路堤填土的厚度W=3.5 m,密度ρ=2 100 kg/m3,彈性模量E=40 MPa,泊松比ν=0.25,黏聚力c=25.6 kPa,內(nèi)摩擦角φ=29.8°,黏土、淤泥Ⅰ、淤泥Ⅱ、淤泥質(zhì)黏土Ⅰ、淤泥質(zhì)黏土Ⅱ的滲透系數(shù)分別為5.3×10-8、 1.2×10-7、 1.1×10-7、5.3×10-7、 5.3×10-7cm/s,流體體積模量為2.0 GPa,流體密度為1 000 kg/m3,比奧模量為4.0 GPa,其他材料的參數(shù)取值見表1和表2.表中,M為臨界應力比;λ為常態(tài)固結(jié)線斜率; К為彈性膨脹線斜率; Г為比體積;Pc為預固結(jié)壓力；Gm為開爾文切變模量;Gk為麥斯威爾切變模量;ηm為開爾文黏度;ηk為麥斯威爾黏度.

表1 修正劍橋模型的地層參數(shù)

表2 流固耦合參數(shù)

1.3 數(shù)值模型驗證

為驗證數(shù)值模型和計算參數(shù)的合理性,對模型進行19 a(2000—2019年)數(shù)值計算分析,將計算結(jié)果與現(xiàn)場監(jiān)測結(jié)果進行對比(見圖3).由圖可知,路面中心與路肩沉降量的數(shù)值模擬結(jié)果與現(xiàn)場實際監(jiān)測結(jié)果較為接近,且變化趨勢基本一致,說明該數(shù)值模型和計算參數(shù)是合理的,在此基礎上得到的模擬結(jié)果具備一定的參考價值.

圖3 模擬沉降與現(xiàn)場監(jiān)測沉降曲線對比

1.4 沉降預測

不改變各項參數(shù),對模型繼續(xù)進行運算直至2039年,得到沉降時程曲線(見圖3).在2000—2006年期間,曲線下降速率極快,各處治區(qū)域沉降量較大；2006年(第6年)后曲線較為平緩,沉降速率趨于穩(wěn)定.通過現(xiàn)場監(jiān)測發(fā)現(xiàn),橋墩基礎沉降為毫米級,相比路基沉降可以忽略不計.因此,若不進行處治,20 a后路面中心、路肩處與橋頭的差異沉降將分別達到0.539、0.440 m,會產(chǎn)生嚴重的橋頭跳車問題.

2 參數(shù)影響規(guī)律及敏感度分析

2.1 參數(shù)影響規(guī)律

為了對樁長l、樁徑d、樁間距s、樁排數(shù)n、側(cè)向注漿深度h等5個因素的影響規(guī)律和敏感度進行研究,采用單因素分析法設計了5組數(shù)值模擬方案,其中各因素水平為：l分別取8、10、20、30 m；d分別取0.4、0.6、0.8 m；s分別取1.2、1.6、2.0、2.4、2.8 m；n分別取1、2、3；h分別取2、5、8、10 m.各因素的基準水平分別為l=30 m,d=0.8 m,s=2.8 m,n=3,h=5 m.采用FLAC 3D建立了上述各模擬方案數(shù)值模型,其中樁長8 m的工況見圖4.豎向旋噴樁采用線彈性本構(gòu)模型,硬殼層采用摩爾庫倫模型.根據(jù)現(xiàn)場檢測結(jié)果,豎向旋噴樁參數(shù)E=4 422 MPa,ν=0.2；硬殼層參數(shù)c=30 kPa,φ=25.5°,E=123 MPa,ν=0.28.通過模擬得到各因素對路基2019—2039年沉降量的影響規(guī)律,見圖5.

圖4 旋噴樁復合地基處治的數(shù)值模型(樁長8 m)

(a) 樁長

(d) 樁排數(shù)

2.1.1 樁長

圖5(a)為樁長對路基2019—2039年沉降量的影響規(guī)律.由圖可知,樁長對處治效果的影響非常大,旋噴樁越長,各監(jiān)測點沉降量越小,即處治的效果越好.這是因為樁長越長,復合地基的置換率越大,樁的荷載分擔比越大,土的荷載分擔比越小,從而土體的壓縮變形越小,沉降控制效果越好.

2.1.2 樁徑

圖5(b)為樁徑對路基2019—2039年沉降量的影響規(guī)律.由圖可知,旋噴樁樁徑對處治效果的影響較大.樁徑越大,沉降量越小,即處治效果越好.這是因為樁徑增加,旋噴樁復合地基的置換率提高,更多比率的樁體參與承擔上部荷載,從而造成樁身應力降低,旋噴樁復合地基的承載能力也隨之提高.因此,建議本文依托工程的最優(yōu)樁徑為0.8 m.

2.1.3 樁間距

圖5(c)為樁間距對路基2019—2039年沉降量的影響規(guī)律.由圖可知,樁間距對沉降控制效果影響較大,隨著樁間距的增大,各監(jiān)測點沉降量逐漸變小.這是因為樁間距過小,樁與樁之間的應力疊加會變大；且樁間距越小,樁間土荷載承擔比越小,樁間土的承載作用不能充分發(fā)揮,從而使復合地基整體承載力減小而沉降變大.因此,在1.2～2.8 m數(shù)值范圍內(nèi),建議采用大樁間距,但考慮到依托工程路基外2.0 m為不得侵占的農(nóng)田,建議最優(yōu)樁間距為2.0 m.

2.1.4 樁排數(shù)

圖5(d)為樁排數(shù)對路基2019—2039年沉降量的影響規(guī)律.由圖可知,樁排數(shù)越多,沉降量越小,即處治效果越好.但是樁排數(shù)從2增加至3后,沉降控制提升效果有所降低.由于旋噴樁的剛度較大,其單樁影響范圍較大.樁排數(shù)增加后,旋噴樁的荷載承擔比隨之增加,復合地基的承載能力亦增大.在該工程中豎向旋噴樁較好地起到隔離內(nèi)、外側(cè)路基沉降的作用,2排樁時隔離作用顯著,再繼續(xù)增加樁排數(shù)則提升效果有所降低,且會導致造價提升,故樁排數(shù)為2時最優(yōu).

2.1.5 注漿深度

圖5(e)為注漿深度對路基2019—2039年沉降量的影響規(guī)律.由圖可知,隨著注漿深度(硬殼層厚度)的增大,處治后路面中心的沉降降低,但路肩和路堤坡腳沉降卻增加.事實上,根據(jù)溫克爾彈性地基梁理論[15],硬殼層可簡化為彈性地基梁.當梁上部荷載不變時,隨著梁高度(硬殼層厚度)的增大,梁的撓曲變形變平緩,相應的跨中位置(對應路面中心)的沉降將減小,而梁端位置(對應路肩和路堤坡腳)的沉降將增大(見圖6),圖中O為路面中心點,X軸為距離路面中心的水平距離,Y軸為沉降.

表3為不同注漿深度各監(jiān)測點的沉降對比值,其中沉降減少量是當前注漿深度與上一水平注漿深度對應監(jiān)測點沉降的差值,正值代表沉降量減少,負值代表沉降量增大.由表可知,當注漿深度由2 m增加至5 m后,路面中心沉降減少量為0.039 m,遠大于路肩和路堤坡腳同條件下的沉降增加量0.004和0.003 m,路面平均沉降減少量為0.018 m,沉降控制效果明顯提高；當注漿深度由5 m增加至8 m后,路面平均沉降減少量為0.011 m,沉降控制效果仍有提高,但相比其前一階段(2～5 m)的提高程度略有降低；當注漿深度由8 m增加至10 m后,路面平均沉降減少量為-0.001 m,沉降控制效果與其前一階段(5～8 m)相比基本不變.因此,若考慮到工程造價因素,進行旋噴樁復合地基處治時可在適當范圍內(nèi)增加注漿深度,建議該依托工程最優(yōu)注漿深度取5～8 m,且不宜超過8 m.

圖6 硬殼層的溫克爾彈性地基梁理論模型

表3 不同注漿深度下各監(jiān)測點2019—2039年的沉降對比值 m

2.2 敏感度分析

為了有效地處治軟土路基橋頭跳車問題,必須確定對處治效果影響較大的因素,敏感度分析則是解決這一問題的一種有效方法.單因素敏感度分析法[16]是一種經(jīng)典的敏感度計算方法,可以計算出各個因素的變動對方案效果的影響.各參數(shù)敏感度Ti等于指標的相對變化率|(Yi-I)/I|與因素水平的相對變化率|(Xi-J)/J|之比,即

(1)

式中,Yi為參數(shù)各水平對應的指標；I為參數(shù)基準值對應的指標；Xi為參數(shù)的各個水平；J為參數(shù)的基準值.

根據(jù)式(1),本文各因素的敏感度等于處治后各監(jiān)測點沉降減少量(未處治的沉降與處治20 a后的沉降之差)的相對變化率與各因素的相對變化率的比值,通過計算得到各因素的敏感度(見表4).

表4 各因素敏感度及敏感度排序表

由表4可知,5個因素對處治效果均有一定影響,大小排序依次為樁長、樁徑、樁排數(shù)、樁間距、注漿深度,其中樁長的敏感度最大,達到1.02.因此,建議優(yōu)先采用從橋頭向道路延伸方向逐漸減小旋噴樁樁長的變剛度處治方案,樁徑、樁間距、樁排數(shù)、注漿深度則取建議最優(yōu)值,從而使沉降從橋頭向道路延伸方向呈漸變趨勢,以有效處治依托工程的橋頭跳車問題.

3 旋噴樁復合地基變剛度處治效果

3.1 參數(shù)設計

根據(jù)依托工程實際工況(見1.1節(jié))和二維數(shù)值模擬結(jié)果,提出該工程的旋噴樁復合地基變剛度處治設計方案,各分區(qū)的設計參數(shù)如圖7和表5所示.

圖7 旋噴樁復合地基變剛度分區(qū)圖(單位：m)

表5 旋噴樁復合地基變剛度處治參數(shù)設計表 m

3.2 三維數(shù)值模型

為分析所提出方案的處治效果,采用FLAC 3D建立了三維數(shù)值模型(見圖8和圖9).模型長148 m、寬60 m、高48.4 m,路堤高3.2 m,路面總寬28 m,路堤坡率為1∶1.5,路橋斜交角為20°.路堤與橋臺連接處設置左、右2塊搭板,搭板厚0.6 m、長8 m.在A～E五個斷面分別布置3個監(jiān)測點(A1～A3等)，監(jiān)測路面中心、路肩、路堤坡腳的位移.

圖8 三維數(shù)值模型(單位：m)

圖9 處治結(jié)構(gòu)三維分區(qū)圖(單位：m)

3.3 處治效果分析

3.3.1 沉降控制效果

圖10(a)和(b)分別為全時段不處治和2019—2039年期間進行處治后得到的2000—2039年路基沉降云圖.由圖10(a)可知,若不進行處治,至2039年,路面中心、路肩、路堤坡腳處與橋頭的差異沉降將分別達到0.555、0.389、0.269 m,將會出現(xiàn)橋頭跳車的危害.由圖10(b)可知,內(nèi)側(cè)路基的沉降顯著高于外側(cè)路基的沉降,說明旋噴樁起到了一定的隔離作用,將固結(jié)沉降控制在內(nèi)側(cè)路基范圍.此外,對比圖10(a)與(b)可以發(fā)現(xiàn),處治后沉降控制效果非常顯著,一方面是因為旋噴樁、硬殼層、路基土三者組成的復合地基整體剛度得到顯著的提升；另一方面,樁-土之間的相互作用能將路基內(nèi)附加應力的集中情況弱化,將附加應力擴散至旋噴樁之間及樁端以下路基,使應力分布均勻.

(a) 不處治

(b) 處治后

表6為處治20 a后不同區(qū)域最終沉降對比.由表可知：相比不處治情況,處治20 a后,路面中心、路肩沉降均減小,路面中心、路肩20 a內(nèi)的絕對沉降量都是從區(qū)域A到區(qū)域D逐漸遞增,處治效果逐漸降低,使沉降從橋頭向道路方向呈漸變趨勢,且各相鄰區(qū)域的絕對沉降量相差不大,能較好地緩解橋頭跳車現(xiàn)象.

圖11為處治后各分區(qū)的沉降位移云圖.由圖可知,注漿形成的硬殼層沉降由中間向兩側(cè)逐漸遞減,這主要是由于硬殼層下方為強度低、變形大的淤泥層,在路堤自重及交通荷載的作用下產(chǎn)生的壓縮較小,而僅發(fā)生了一定程度的彎曲變形,符合溫克爾彈性地基梁模型理論.同一排樁的沉降從區(qū)域A向區(qū)域D逐漸增大,這是因為樁長從區(qū)域A向區(qū)域D逐漸減小,復合地基的置換率逐漸降低.

表6 處治20 a后不同區(qū)域最終沉降對比

圖11 處治20 a后各分區(qū)沉降位移云圖(2019—2039年)

3.3.2 變形協(xié)調(diào)特征

圖12為處治后的路面沉降變化曲線,由圖可知,通過對路堤進行分區(qū)處治,使沉降要求嚴格的橋頭搭板區(qū)域(0～8 m)沉降較小,沿道路延伸方向沉降逐漸增大,沉降控制呈現(xiàn)較好的漸變效果.此外,隨處治時間增加,路堤各段沉降均緩慢增長,說明變剛度處治方案可以較好地緩解橋頭跳車現(xiàn)象.

圖12 處治不同時間后路面中心沉降曲線(2019—2039年)

4 結(jié)論

1) 旋噴樁樁長越長、樁徑越大、樁間距越大、樁排數(shù)越多沉降控制效果越好,但本依托工程的樁徑、樁間距、樁排數(shù)存在建議最優(yōu)取值,分別是0.8 m、2.0 m、2；側(cè)向注漿深度越大,路面中心沉降越小,但路肩沉降卻越大,注漿深度的建議最優(yōu)取值為5～8 m；5個參數(shù)的敏感度大小排序依次為樁長、樁徑、樁排數(shù)、樁間距、側(cè)向注漿深度,故漸變樁長實現(xiàn)變剛度的方案最優(yōu).

2) 旋噴樁對內(nèi)、外側(cè)路基起到了明顯的隔離作用,將固結(jié)沉降控制在內(nèi)側(cè)路基范圍；旋噴樁、硬殼層、路基土三者組成的復合地基整體剛度得到顯著的提升,能夠有效控制路基沉降；硬殼層剛度明顯高于下臥軟土路基,在路堤自重及交通荷載的作用下壓縮較小,主要發(fā)生彎曲變形,符合溫克爾彈性地基梁模型理論.

3) 對路基進行分區(qū)變剛度處治,即漸變樁長、其余參數(shù)取建議最優(yōu)值,使橋頭搭板區(qū)沉降較小,沿道路延伸方向沉降逐漸增大,沉降控制呈現(xiàn)較好的漸變效果；隨處治時間增加,各區(qū)段沉降均緩慢增長,變剛度處治方案較好地緩解了橋頭跳車現(xiàn)象.

4) 通過相對簡單的二維數(shù)值模擬方法得到設計參數(shù)的建議最優(yōu)值和敏感度排序,基于此再得出相對較優(yōu)的處治方案.該研究方法亦可為其他處治技術的最優(yōu)方案研究提供參考；類似的其他處治技術也可以借鑒文中復合地基變剛度處治技術.