超高填方荷載下剛?cè)峤M合樁復(fù)合地基的加固機(jī)理及其優(yōu)化設(shè)計(jì)

豆紅強(qiáng)，俞仰航，聶文峰，王浩，陳雷，張蕊

(1.福州大學(xué)環(huán)境與資源學(xué)院，福建福州，350116；2.地質(zhì)工程福建省高校工程研究中心，福建福州，350116；3.中鐵二院昆明勘察設(shè)計(jì)研究院有限責(zé)任公司，云南昆明，650200)

近年來，隨著我國經(jīng)濟(jì)的飛速發(fā)展，進(jìn)行了大規(guī)模的公路和鐵路建設(shè)；在地勢較為平坦的東部地區(qū)，鐵路網(wǎng)及公路網(wǎng)的建設(shè)已經(jīng)較為完善；而在我國的西部地區(qū)，由于自然、歷史、社會(huì)等原因，交通基礎(chǔ)設(shè)施建設(shè)較為落后。伴隨著我國西部大開發(fā)戰(zhàn)略實(shí)施，東西部區(qū)域經(jīng)濟(jì)的協(xié)調(diào)發(fā)展，勢必要在西部地區(qū)進(jìn)行大規(guī)模的公路和鐵路建設(shè)。西部地區(qū)地勢陡峭，地形地貌復(fù)雜，海拔高差大，且存在大部分的軟土地基，在此地區(qū)修建鐵路，不可避免地會(huì)遇到軟弱地基上填筑高填方路堤的問題。為此，在高填方路堤荷載下，采用何種地基加固技術(shù)以確保鐵路路基穩(wěn)定并控制其變形，必要時(shí)能節(jié)約工程造價(jià)是當(dāng)前亟需解決的問題。目前，樁式復(fù)合地基加固技術(shù)在高速鐵路軟基處理中得到了廣泛的應(yīng)用。如傳統(tǒng)的碎石樁復(fù)合地基，因其取材方便，造價(jià)較低就常常用于軟基處理。碎石樁可以通過增大樁徑來提高復(fù)合地基的承載力，故路堤沉降量一般能滿足要求[1]，但由于其側(cè)向約束作用較弱，路堤的側(cè)向變形難以保證，國內(nèi)外發(fā)生不少碎石樁復(fù)合地基的失穩(wěn)滑塌事故；如臺(tái)華高速公路某路堤[2]，采用干振碎石樁對軟基進(jìn)行處理，當(dāng)路堤填筑到4.5 m時(shí)，路堤邊坡處下覆軟土層中產(chǎn)生大范圍的塑性區(qū)，路堤發(fā)生整體失穩(wěn)滑移。而以PHC 管樁等為代表的剛性樁復(fù)合地基技術(shù)，相較于傳統(tǒng)的柔性樁復(fù)合地基，PHC管樁復(fù)合地基因其施工速度快，可大幅度提高復(fù)合地基承載力并顯著減小地基變形等優(yōu)點(diǎn)，在現(xiàn)階段的復(fù)合地基處理中廣泛被使用[3]；國內(nèi)外眾學(xué)者亦通過現(xiàn)場試驗(yàn)[4-6]、模型試驗(yàn)[7-8]、數(shù)值模擬[9-11]及理論分析[12-14]等手段對其工作機(jī)理開展了詳細(xì)研究。尤其是鄭剛等[15]借助數(shù)值分析軟件，指出路堤荷載下剛性樁復(fù)合地基不同位置的樁體破壞模式有較大差異，并將路堤下土體和樁體分為拉彎區(qū)、彎剪區(qū)、壓彎區(qū)和承壓區(qū)4個(gè)區(qū)。然而，針對現(xiàn)有的樁式復(fù)合地基加固技術(shù)及其加固理論，仍存在一些問題：1)所研究的路堤填土高度均較低，超高填方路堤(填土高度大于20 m)則較少涉及；2)多數(shù)局限于單一樁型路堤失穩(wěn)破壞模式的研究，未考慮采用組合樁對地基進(jìn)行聯(lián)合處理，對其加固機(jī)理則未涉及。針對上述所存在問題，依托玉溪—磨憨鐵路普洱車站超高填方工程，根據(jù)超高填方路堤荷載下不同位置樁體的受荷特點(diǎn)以及剛、柔性樁二者控制側(cè)向變形能力差異，本文作者提出一種剛?cè)峤M合樁復(fù)合地基的優(yōu)化設(shè)計(jì)方法，對解決傳統(tǒng)碎石樁復(fù)合地基側(cè)向變形過大、穩(wěn)定性不足以及工程造價(jià)過高等問題提供一種有益的嘗試。同時(shí)，借助ABAQUS數(shù)值分析軟件，分析剛?cè)峤M合樁復(fù)合地基的加固機(jī)理與其相較于傳統(tǒng)樁式復(fù)合地基的優(yōu)越性。

1 工程概況

玉溪—磨憨鐵路全線位于地形地貌復(fù)雜、地層巖性起伏變化較大的云南省南部地區(qū)。線路全長約為513.8 km，其中以48.03 km的鐵路干線坐落在軟土地基之上。軟土厚度變化顯著，且多以淤泥質(zhì)土、泥炭質(zhì)土、松軟土等為主。以普洱車站為例，車站位于構(gòu)造剝蝕形成的思茅向斜盆地西側(cè)，屬低中山地貌，地面高程為1 327～1 570 m，最大高差為200 m，自然橫坡為5°～25°，局部較陡。山間淺溝發(fā)育，地形波狀起伏，溝槽等低洼地帶覆土較厚；其中DK269+730～DK269+930 段路基以填方形式通過，填方高度為21.6 m，基底分布達(dá)11.3 m淤泥質(zhì)土層。

原設(shè)計(jì)中擬采用2 種不同方案對軟基進(jìn)行處理，方案1：采用PHC 管樁復(fù)合地基對軟基進(jìn)行處理，其中PHC 管樁外徑為500 mm，壁厚為100 mm，設(shè)計(jì)樁長13.8 m，樁間距為2.0 m，按正方形布樁，樁頂處設(shè)長×寬×高為1.60 m×1.60 m×0.45 m的鋼筋混凝土蓋板。同時(shí)，地基表面鋪設(shè)0.60 m厚土工格柵碎石墊層，墊層中央鋪設(shè)屈服強(qiáng)度為80 kN/m的兩層雙向土工格柵。填土選用TB 10001—2016“鐵路路基設(shè)計(jì)規(guī)范”規(guī)定的A 和B 組填料，壓實(shí)度控制在90%以上。方案2：采用強(qiáng)夯碎石墩對軟基進(jìn)行處理，其中強(qiáng)夯碎石墩樁徑為1.5 m，設(shè)計(jì)樁長為12 m，樁間距為3 m，三角形布樁；其余設(shè)計(jì)與方案1相一致。典型的工程地質(zhì)剖面圖如圖1所示。

2 數(shù)值模型及計(jì)算參數(shù)

根據(jù)上述2個(gè)方案，分別借助ABAQUS軟件，建立2個(gè)數(shù)值分析模型，為了簡化計(jì)算模型，僅取圖1中的右側(cè)區(qū)域進(jìn)行計(jì)算分析。

2.1 PHC管樁復(fù)合地基數(shù)值模型(方案1)

1)幾何模型及邊界條件。根據(jù)PHC 管樁樁長13.8 m，正方形的布樁條件，以及考慮到填土中最長的土工格柵長度38 m，選取試驗(yàn)段中一典型的三維條形區(qū)域，取模型深度為60 m，模型長度為200 m，模型厚度為2 m，以消除邊界條件的影響；并結(jié)合工程實(shí)際情況，取路堤填土高度為21.6 m。模型中PHC管樁采用半樁，樁間距設(shè)置為2 m。模型底部X，Y和Z3 個(gè)方向的位移均被約束，模型左右兩側(cè)X方向的位移被約束，模型前后兩側(cè)Y方向的位移被約束。具體模型如圖2所示，土工格柵采用不受壓的M3D4 膜單元，其余均采用C3D8R實(shí)體單元，通過軟件中“生死單元控制”實(shí)現(xiàn)路堤碎石墊層及填土的逐級(jí)加載。通過Embedded Region 內(nèi)置接觸方式來模擬土工格柵與褥墊層中的碎石填料存在的嵌鎖作用。

2)計(jì)算模型及參數(shù)。地基土、填料以及碎石墊層采用摩爾-庫侖彈塑性模型，土工格柵則采用線彈性模型；其計(jì)算參數(shù)可由勘察報(bào)告和當(dāng)?shù)亟?jīng)驗(yàn)確定，如表1所示。PHC管樁采用混凝土損傷塑性模型(CDP)，該模型能較好地模擬樁體破壞過程中隨著樁身裂縫的擴(kuò)展，樁體損傷度逐漸增加，所受截面應(yīng)力下降，樁身內(nèi)力重分布的過程；同時(shí)相比常規(guī)的線彈性模型，解決了樁體受彎破壞后，樁身彎矩和剪力仍能繼續(xù)增大，樁身位移計(jì)算偏小等問題，可較合理地模擬PHC 管樁的力學(xué)性能[16]。該模型引進(jìn)拉伸損傷dt和壓縮損傷dc這2個(gè)變量來反映樁體的損傷程度，該變量可表示為初始彈性模量和等效塑性應(yīng)變的關(guān)系[17]：

圖1 典型地質(zhì)剖面圖Fig.1 Typical geological profile

圖2 有限元模型網(wǎng)格劃分Fig.2 Finite element model mesh

式中：E0為混凝土初始彈性模量；εint和εinc分別為混凝土受拉和受壓塑性應(yīng)變；σt和σc分別為混凝土受拉應(yīng)力和受壓應(yīng)力；θt為受拉塑性應(yīng)變與非彈性應(yīng)變的比值；θc為受壓塑性應(yīng)變與非彈性應(yīng)變的比值。利用GB 50010—2010“混凝土結(jié)構(gòu)設(shè)計(jì)規(guī)范”所提供的混凝土材料的應(yīng)力-應(yīng)變關(guān)系曲線[18]，結(jié)合式(1)即可確定混凝土損傷模型所需的計(jì)算參數(shù)，如圖3所示。

2.2 強(qiáng)夯碎石墩復(fù)合地基數(shù)值模型(方案2)

對比PHC 管樁復(fù)合地基數(shù)值模型，強(qiáng)夯碎石墩復(fù)合地基數(shù)值模型主要區(qū)別有以下幾點(diǎn)：1)在幾何模型尺寸上，由于強(qiáng)夯碎石墩復(fù)合地基采用三角形布樁，樁間距設(shè)置為3 m，故模型的厚度取為2.6 m，具體的模型圖如圖2(c)所示；2)在樁的模型上，強(qiáng)夯碎石墩采用摩爾-庫侖彈塑性模型，其具體參數(shù)如表1所示。其余邊界條件、幾何尺寸、計(jì)算模型以及材料參數(shù)等均與PHC 管樁復(fù)合地基數(shù)值模型設(shè)置一致。

3 計(jì)算結(jié)果

3.1 2種原設(shè)計(jì)方案下塑性區(qū)開展及穩(wěn)定性分析

等效塑性應(yīng)變云圖能較好地描述土體塑性區(qū)域的發(fā)展及貫通趨勢，同時(shí)能獲取路堤潛在的滑裂面。圖4所示為2個(gè)模型強(qiáng)度折減步下輸出的等效塑性應(yīng)變云圖。由圖4可知：以PHC 管樁支承的路堤，其潛在的滑裂面從路堤頂面的填土一直貫通到路堤下覆的軟土層中，并從坡腳外側(cè)剪出；對比強(qiáng)夯碎石墩支承的路堤，其潛在滑裂面的規(guī)模與所在位置與PHC 管樁復(fù)合地基基本一致，亦始于路堤頂面處的填土層，與路堤邊坡處的下覆軟土層連接貫通，最后從坡腳的外側(cè)出露。二者的滑裂面均穿過填土中長條土工格柵外緣，其中剪入口均位于路堤坡肩正下位置的軟土層，剪出口位于路堤坡腳位置。同時(shí)，基于強(qiáng)度折減法，分別求得了二者的安全系數(shù)，其中以PHC 管樁支承的路堤安全系數(shù)高達(dá)4.0，遠(yuǎn)大于強(qiáng)夯碎石墩復(fù)合地基的安全系數(shù)1.375。表明采用PHC管樁對軟土地基予以處理，其安全性能得到保證，并且存在可優(yōu)化的空間，而若采用強(qiáng)夯碎石墩予以處理，安全系數(shù)偏低。

表1 模型的計(jì)算參數(shù)Table 1 Calculating parameter of numerical model

圖3 混凝土損傷塑性模型參數(shù)Fig.3 Calculating parameters of CDP model

圖4 2種方案塑性區(qū)分布情況Fig.4 Distribution of plastic zones of two options

3.2 方案1中PHC管樁樁身受力討論

為分析在超高填方路堤荷載下不同位置樁的受荷特點(diǎn)，取圖2(b)中所示4根PHC管樁對其樁身彎矩及剪力進(jìn)行分析，對比圖4(a)路堤的塑性區(qū)分布情況，可知A位于潛在滑裂面剪出口，B位于潛在滑裂面剪入口，C和D位于路堤中部。由于強(qiáng)夯碎石墩在模型中樁身剪力和彎矩均較低，故不進(jìn)行對比分析。圖5(a)所示為路堤堆載完成后PHC管樁的樁身彎矩圖。由圖5(a)可知：A和B樁身彎矩較大，兩樁的彎矩曲線分布相似，樁身出現(xiàn)2個(gè)拐點(diǎn)，分別位于樁頂位置以及樁身8 m處。B彎矩極值為-78 kN·m，出現(xiàn)在樁頂附近，其絕對值大于A 樁身彎矩最大值54 kN·m。而位于路堤中部的C和D樁身彎矩較小，其中C樁身彎矩均小于5 kN·m，D樁身彎矩最大值出現(xiàn)在軟硬土層交界處，其值不超過30 kN·m。圖5(b)所示為路堤堆載完成后PHC管樁的樁身剪力圖。從圖5(b)可知：A和B樁身剪力較大，最大值出現(xiàn)在樁頂位置，分別為54 kN和45 kN，而位于路堤內(nèi)部的PHC管樁，樁身剪力總體上較小，其中C剪力幾乎接近于0 kN，D樁身剪力最大值也僅為32 kN?；谏鲜龇治?，表明路堤的邊樁，由于其位于潛在的滑裂面處，阻止滑裂面形成和發(fā)展，承擔(dān)高填方路堤的側(cè)向荷載及剪切荷載，樁身所受彎矩及剪力均較大，而位于路堤中心的PHC 管樁，主要支承高填方路堤的豎向荷載，樁身所受剪力和彎矩較低，PHC 管樁的抗彎性能以及抗剪性能未得到充分的利用。

圖5 典型位置PHC管樁樁體受力Fig.5 Distribution of typical position PHC pipe stresses

4 優(yōu)化方案

路堤的失穩(wěn)破壞往往伴隨著滑裂面的形成與發(fā)展，倘若復(fù)合地基處理技術(shù)能較好地阻止滑裂面的發(fā)展，則必將極大地提高路堤的穩(wěn)定性及其安全性。為此，基于上述研究，本文提出一種超高填方荷載下剛?cè)峤M合樁復(fù)合地基優(yōu)化設(shè)計(jì)方法，該方法依據(jù)超高填方路堤荷載下不同位置樁體的受荷特點(diǎn)以及剛、柔性樁二者控制側(cè)向變形能力差異，將較高抗彎及抗剪強(qiáng)度的剛性樁布設(shè)在超高填方路堤潛在的滑裂面剪入口或剪出口位置，其余位置布置造價(jià)較低的柔性樁；通過發(fā)揮少部分PHC 管樁的抗彎、抗剪性能，阻止?jié)撛诨衙娴倪M(jìn)一步形成與發(fā)展，增加了路堤的穩(wěn)定性及安全性，同時(shí)又兼顧工程造價(jià)經(jīng)濟(jì)合理。為分析其加固機(jī)理和加固效果，本文基于上述方法建立2個(gè)優(yōu)化設(shè)計(jì)方案。方案3：樁體布置以強(qiáng)夯碎石墩為主，將PHC 管樁布設(shè)在潛在滑裂面剪入口處，共布設(shè)4排PHC管樁，樁間距設(shè)置一致為3 m，樁長為13.8 m，采用正三角形布樁；方案4：樁體布置以強(qiáng)夯碎石墩為主，將PHC 管樁布設(shè)在潛在滑裂面剪出口處。共布設(shè)6 排PHC 管樁，樁間距設(shè)置一致為3 m，樁長為13.8 m，采用正三角形布樁。方案3和方案4除樁型布設(shè)與前述模型不同外，其余(包括計(jì)算參數(shù)、本構(gòu)模型的選取等)均與先前方案1和方案2所建數(shù)值模型相同。其具體優(yōu)化方案模型如圖6所示。

圖6 優(yōu)化方案數(shù)值模型Fig.6 Numerical model of optimization scheme

本文所建優(yōu)化設(shè)計(jì)方案需事先考慮潛在滑裂面所處位置，因此，對于一般工程而言，可以通過數(shù)值分析、測斜管監(jiān)測等手段獲取較為準(zhǔn)確的滑裂面位置。而對于一些無法采取該手段的工程，本文作者在多種工況的數(shù)值分析研究基礎(chǔ)上，得出路堤中的長條土工格柵埋設(shè)對滑裂面形成有較強(qiáng)的阻斷作用，且滑裂面剪入口基本位于坡肩正下土層范圍內(nèi)，因此，可根據(jù)路堤中的長條土工格柵外緣位置及路堤坡肩粗略判別滑裂面分布。

5 優(yōu)化方案對比分析

5.1 側(cè)向變形分析

圖7所示為路堤堆載完成后全強(qiáng)夯碎石墩復(fù)合地基、2 種組合樁復(fù)合地基3 種方案下典型樁側(cè)向位移曲線圖。典型樁具體所在位置如圖6所示，9號(hào)位于剪入口外側(cè)，18 號(hào)剪入口內(nèi)側(cè)。由圖7可知：剪入口外側(cè)樁側(cè)向位移總體上大于剪入口內(nèi)側(cè)樁側(cè)向位移，樁身彎曲程度更為明顯。表明剪入口處以及剪入口外側(cè)為路堤阻滑的關(guān)鍵位置，樁身承受更大的側(cè)向荷載，較剪入口內(nèi)側(cè)樁產(chǎn)生更大變形。由圖7(a)可知：在2種組合樁復(fù)合地基方案下，對比全強(qiáng)夯碎石墩復(fù)合地基，位于剪入口外側(cè)的9號(hào)樁身側(cè)向位移均大幅度減小，其中以PHC 管樁布設(shè)在剪入口條件下，樁身側(cè)向位移下降最為明顯；樁身曲線較全強(qiáng)夯碎石墩復(fù)合地基的“弓形”過渡為線性分布。究其原因有2點(diǎn)：1)PHC 管樁布設(shè)在剪入口位置，最先于其他樁體發(fā)揮抗彎、抗剪作用，樁體承擔(dān)了大部分的水平應(yīng)力和剪切應(yīng)力，阻止了土體塑性區(qū)的進(jìn)一步發(fā)展；2)PHC 管樁樁身剛度大，嵌入土層較深，抵抗變形能力強(qiáng)，一定程度限制了剪入口外側(cè)樁周土的移動(dòng)。而將PHC 管樁布設(shè)在剪出口位置，由于在此之前剪入口處土體塑性區(qū)域已充分發(fā)展，土體中較大的剪切應(yīng)力及水平應(yīng)力向剪入口外側(cè)樁傳遞，樁身已產(chǎn)生較大的側(cè)向變形，雖然剪出口處PHC 管樁發(fā)揮較大的攔擋作用，但效果甚微。由圖7(b)可知：位于剪入口內(nèi)側(cè)18 號(hào)樁身側(cè)移曲線卻呈現(xiàn)出不同的特點(diǎn)，PHC 管樁布設(shè)在剪出口條件下，18 號(hào)的樁身側(cè)向位移較全強(qiáng)夯碎石墩復(fù)合地基條件下略有降低，而布設(shè)在剪入口處，18 號(hào)樁身側(cè)向位移不降反升，且樁身曲率增大。究其原因在于將PHC 管樁布置在滑裂面剪入口位置，一方面阻止了該剪入口處土體塑性區(qū)域向路堤外側(cè)發(fā)展，另一方面也使該處的土體的塑性區(qū)域向剪入口內(nèi)側(cè)發(fā)生分散，導(dǎo)致該處部分土體進(jìn)入塑性屈服狀態(tài)，位于剪入口內(nèi)側(cè)樁體應(yīng)力增大，側(cè)向位移增加。

圖7 典型樁側(cè)向位移曲線Fig.7 Lateral deflections of typical position pile

為進(jìn)一步說明組合樁復(fù)合地基良好的控制變形效果，特取圖6中的C點(diǎn)所示路徑作出樁間土水平位移曲線進(jìn)行分析，該路徑為地基土體水平位移最大值所在路徑。圖8所示為路堤堆載完成后3種方案下地基土體水平位移變化曲線圖。由圖8可知：3 種方案下，方案2 全強(qiáng)夯碎石墩復(fù)合地基的土體水平位移最大，曲線呈現(xiàn)出“勺形”分布的特點(diǎn)，水平位移極大值區(qū)域位于距C點(diǎn)15 m 的土層區(qū)域；方案4，在剪出口位置布設(shè)PHC 管樁后，樁間土的水平位移均得到不同程度減小，局部土體水平位移減少超過6 cm，值得說明的是，曲線依舊呈現(xiàn)出“勺形”，但其水平位移極值點(diǎn)略微向路堤內(nèi)部移動(dòng)，表明PHC 管樁在剪出口直接布設(shè)處(布設(shè)區(qū)域0～15 m)，土體水平位移顯著降低，極值點(diǎn)內(nèi)移。而方案3，在剪入口處布設(shè)PHC 管樁后，水平位移曲線則表現(xiàn)出不同的特點(diǎn)；與方案2相比，剪入口以及剪入口外側(cè)的土體水平位移顯著降低，尤其表現(xiàn)在剪入口位置，盡管此處僅采用4 根PHC 管樁，但大部分土體位移減少均超過10 cm，降幅超過30%；相比而言，在剪入口布設(shè)PHC 管樁其控制側(cè)向變形效果更加明顯。另一方面，方案3曲線在剪入口內(nèi)側(cè)，存在上升段，且在距C點(diǎn)距離50 m 處，土體位移大于全碎石墩復(fù)合地基位移，這是因?yàn)榧羧肟谔幉荚O(shè)PHC 管樁后，使該處土體的塑性區(qū)域向剪入口內(nèi)側(cè)發(fā)生分散，導(dǎo)致該處部分土體進(jìn)入塑性屈服狀態(tài)，土體的位移略微增加，這與前述分析相一致。

圖8 典型斷面地基土水平位移曲線Fig.8 Lateral displacement curves at typical sections of foundation soil

5.2 豎向變形分析

取圖6(a)中A點(diǎn)所示路徑作土工格柵墊層頂?shù)酌娴某两登€如圖9(a)所示。由方案2 和方案3 的墊層頂面曲線對比可知：方案3 在剪入口處布置PHC 管樁后，使該處地基的沉降量顯著降低；同時(shí)，在距離路堤中線70 m 左右位置，即位于路堤剪入口位置，方案3墊層底面沉降曲線呈現(xiàn)出尖刺狀，且曲線出現(xiàn)明顯的爬坡段和陡降段，這是由于此處布置的PHC 管樁，樁間距較大，且嵌固于硬土層中，在高填方路堤荷載下，樁和下臥硬土層均較難壓縮，樁土間差異沉降顯著，樁體出現(xiàn)上刺所致。同時(shí)，由于柔性樁和剛性樁顯著的剛度差異以及控制豎向變形能力的不同，二者共同支承路堤時(shí)，在柔性樁與剛性樁過渡段亦會(huì)產(chǎn)生較明顯的差異沉降，對應(yīng)于曲線的爬升段和陡降段。而在其上方鋪設(shè)0.6 m的雙層土工格柵墊層之后，從方案3墊層頂面沉降曲線圖可知，樁和樁間土的差異沉降顯著降低，原曲線的尖刺狀變得平滑，同時(shí)柔性樁與剛性樁過渡區(qū)域，因樁型不同而引起的差異沉降也得到明顯的改善。表明雙層土工格柵碎石墊層在協(xié)調(diào)樁和樁間土的不均勻沉降以及不同剛度樁體過渡段的差異沉降發(fā)揮了重大作用。

圖9 典型斷面路堤豎向變形曲線Fig.9 Vertical deformation curves at typical sections

取圖6中B點(diǎn)所示路徑作出路堤頂面的沉降曲線如圖9(b)所示。由圖9(b)可知：3 種方案下，路堤沉降規(guī)律表現(xiàn)出路面中心處沉降較大，靠近路肩處沉降較小的特點(diǎn)。方案2與方案4相比，路堤頂面的沉降曲線基本無區(qū)別，其原因在于剪出口布設(shè)的PHC 管樁，主要的作用是抗彎、抗剪、控制路堤的側(cè)向變形，僅支承少部分帶坡率的路堤邊坡豎向荷載，對路堤的豎向變形影響較小，故將強(qiáng)夯碎石墩替換成PHC 管樁并未引起路面沉降的改變；方案2 和4 與方案3 相比，沉降曲線存在明顯的下降段，這是由于距離路堤中線40 m 處，該處正好對應(yīng)于填土中潛在滑裂面起始位置(圖4(b)所示)，土體產(chǎn)生較大的滑移所致，而方案3 的曲線則較為平緩，表明在剪入口布設(shè)PHC管樁后，其一定程度上阻止了填土中滑裂面的發(fā)展。由方案3 沉降曲線分析可知，在剪入口布設(shè)PHC 管樁，其對路堤頂面沉降影響主要表現(xiàn)在2個(gè)方面，一是靠近坡肩處路堤頂面的沉降大幅減小，二是離路面中心40 m 的范圍內(nèi)，路堤頂面的沉降量略有增加。這是因?yàn)榧羧肟诜秶鷥?nèi)布設(shè)的PHC 管樁的剛度大，樁體分擔(dān)較大的荷載，樁間土所承當(dāng)?shù)暮奢d比例減小，樁間土沉降隨之減小。同時(shí)PHC 管樁將路堤的荷載傳遞到深部較硬的土層，樁體本身和下部堅(jiān)硬土層均較難壓縮，從而使坡肩處路堤頂面的沉降大大降低。而路堤中心處沉降略有增加則是因?yàn)閺?qiáng)夯碎石墩和PHC 管樁二者控制豎向變形能力不同，剪入口布設(shè)的PHC 管樁使該處地基表面較原強(qiáng)夯碎石墩復(fù)合地基沉降大大降低，雖有土工格柵碎石墊層協(xié)調(diào)豎向變形，但仍然出現(xiàn)PHC 管樁加固處土體集體向上“隆起”的現(xiàn)象如圖9(a)所示，改變了路堤填土的原有應(yīng)力場，使路堤中心處沉降略有增大。

5.3 塑性區(qū)開展與穩(wěn)定性分析

圖10 2種優(yōu)化方案塑性區(qū)分布情況Fig.10 Distribution of plastic zones of two optimization schemes

借助于有限元強(qiáng)度折減法，圖10所示為2 種組合式復(fù)合地基的潛在滑裂面與其對應(yīng)的安全系數(shù)。從圖10(b)可知：當(dāng)PHC管樁布設(shè)于潛在滑裂面的剪出口時(shí)，其可以顯著分擔(dān)PHC 管樁樁周土體所受的剪切應(yīng)力，使其塑性區(qū)向四周分散，而不似圖4(b)中的強(qiáng)夯碎石墩在該處出現(xiàn)塑性區(qū)集中。同時(shí)，該處PHC 管樁的存在可阻斷塑性區(qū)的貫通，使其向深處發(fā)展。其對應(yīng)的安全系數(shù)則達(dá)到2.16，完全滿足工程設(shè)計(jì)的要求。相應(yīng)地，當(dāng)PHC 管樁在滑裂面剪入口時(shí)(見圖10(a))，聯(lián)合土工格柵，該處PHC 管樁的存在直接阻止剪入口處地基土體塑性區(qū)的發(fā)展，使其塑性區(qū)域向剪入口內(nèi)側(cè)發(fā)生分散，阻斷了潛在滑裂面的形成，盡管此處僅采用4根PHC管樁，但由于其較大的抗彎、抗剪能力，該工況的安全系數(shù)仍高達(dá)2.27。

與此同時(shí)，亦可采用路堤坡腳處的最大側(cè)向變形與路堤中心處最大沉降量的比值來衡量路堤的穩(wěn)定性[19-20]：

式中：δhmax為路堤坡腳處的最大側(cè)向變形；δvmax為路堤中心處最大沉降量。該比值越小，說明路堤的穩(wěn)定性越高，若該值超過0.5，則路堤穩(wěn)定性較低。

圖11所示為4 種方案下路堤坡腳處最大側(cè)向變形與路堤中心處最大沉降比值的直方分布圖。由圖11可知：全PHC管樁支承下的路堤(方案1)比值最低，全強(qiáng)夯碎石墩地基支承下的路堤(方案2)比值較高為0.49，該值接近于0.5，表明該方案下路堤穩(wěn)定性偏低。而方案3和方案4采用PHC管樁進(jìn)行聯(lián)合處理后，該比值顯著降低，其中盡管方案3在剪入口僅布設(shè)4排的PHC管樁，但其比值下降至0.32，穩(wěn)定性提升最為明顯，這與強(qiáng)度折減法求得的安全系數(shù)較為吻合。

圖11 不同方案下路堤最大側(cè)向變形與最大沉降量比值Fig.11 Ratio of maximum lateral deformation and maximum settlement of embankment under different schemes

5.4 加固效果以及經(jīng)濟(jì)性討論

2種組合樁復(fù)合地基均能有效地控制路堤的側(cè)向變形，方案3能顯著降低剪入口以及剪入口外側(cè)地基土體的側(cè)向變形值，降幅超過30%，方案4使剪入口內(nèi)側(cè)和外側(cè)的土體的水平位移均得到不同程度減小，但減小幅度較低；2種組合樁地基在控制路堤的豎向變形方面，效果并不顯著，方案4對路堤頂面的沉降基本無影響，方案3能顯著減少靠近坡肩處路面的沉降，但同時(shí)也使路堤中心處的沉降略有增加；安全性上，方案3的安全系數(shù)略高于方案4的安全系數(shù)；經(jīng)濟(jì)合理性方面，由于方案3僅采用4排PHC管樁，造價(jià)更低，經(jīng)濟(jì)效益更為顯著；綜上所述，方案3要優(yōu)于方案4。

6 結(jié)論

1)普洱車站的超高填方路堤工程若采用PHC管樁復(fù)合地基，則路堤的邊樁所受彎矩和剪力較大，而路堤內(nèi)部樁所受剪力和彎矩較低，其抗彎、抗剪性能未得到充分的利用，路堤安全性較高，存在可優(yōu)化的空間；而若采用全強(qiáng)夯碎石墩復(fù)合地基則表現(xiàn)為路堤邊樁的側(cè)向變形較大，樁體柔性彎曲明顯，路堤安全性相對較低。

2)提出一種超高填方荷載下剛?cè)峤M合樁復(fù)合地基優(yōu)化設(shè)計(jì)方法，其將較高抗彎及抗剪強(qiáng)度的剛性樁布設(shè)在超高填方路堤潛在的滑裂面剪入口或剪出口位置，其余位置布置造價(jià)較低的柔性樁；通過發(fā)揮少部分PHC 管樁的抗彎、抗剪性能，阻止?jié)撛诨衙娴倪M(jìn)一步形成與發(fā)展，增加了路堤的穩(wěn)定性及安全性，同時(shí)又兼顧工程造價(jià)經(jīng)濟(jì)合理。

3)2種組合樁復(fù)合地基均能有效地控制路堤的側(cè)向變形，方案3(PHC 管樁布置在潛在滑裂面剪入口)能顯著減少剪入口以及剪入口外側(cè)的土體水平位移，降幅超過30%，方案4(PHC 管樁布置在潛在滑裂面剪出口)使剪入口內(nèi)側(cè)和外側(cè)的土體水平位移均得到不同程度減小，但減小幅度較低。二者在控制超高填方路堤頂面的豎向變形方面，效果并不明顯，同時(shí)路堤中的雙層土工格柵碎石墊層能較好地協(xié)調(diào)樁土間不均勻沉降，以及不同剛度樁體過渡段引起的差異沉降。

4)2種組合樁復(fù)合地基在阻止路堤土體塑性區(qū)發(fā)展、潛在滑裂面的形成和發(fā)展均發(fā)揮了較大的作用。方案3 在剪入口處的PHC 管樁存在直接阻斷了潛在滑裂面的形成，使其塑性區(qū)域向剪入口內(nèi)側(cè)發(fā)生分散，安全系數(shù)為2.27；而方案4可顯著分擔(dān)PHC 管樁樁周土體所受的剪切應(yīng)力，使剪出口的塑性區(qū)向四周分散，安全系數(shù)為2.16。