城市堤路結合工程變形控制措施研究

汪璋淳，姜彥彬，何 寧，錢亞俊，周彥章，王艷芳

(1.水利部水旱災害防御重點實驗室，江蘇 南京 210029； 2.水利部水庫大壩安全重點實驗室，江蘇 南京210029； 3.南京水利科學研究院， 江蘇 南京 210029； 4.金陵科技學院 建筑工程學院，江蘇 南京 211169)

城市堤防加固拓寬工程通常與交通道路相結合，使改造后的堤防同時發揮防洪和交通運輸的雙重作用，常見堤路結合工程有濱江路、堤頂路等形式。城市堤路結合工程多以主干路、次干路為標準，依托堤防多為2 級以上，建設標準較高[1]。堤防道路改造通常填高較大，而濱水地基軟弱，老堤防歷時多年已沉降穩定，新堤填筑后不均勻沉降易誘發堤身裂縫等病害，過大的沉降及工后沉降會降低堤防的防洪標準并危及行車安全。因此，堤路結合工程變形控制至關重要[2]，應因地制宜地選擇合理的處理措施。

胡曉紅等[3]針對高等級堤路結合工程，提出了4 種堤防道路改造技術方案及全要素理念；楊永森等[4]建立數值模型研究了不同開挖和加筋形式對加高培厚堤防的穩定性及沉降的影響，提出了堤防加高培厚的優化處理方法；程萬釗等[5]通過現場試驗研究了混凝土芯砂石樁復合地基法在水利防洪堤軟基加固工程中的應用，探索了新工法在堤防工程變形控制中的有效性。目前，堤路結合工程處理措施更偏重于上部新老堤防結合面處理及滲流穩定性等研究[6]，對下部地基與上覆堤防的耦合變形發展特征及其控制措施研究尚不深入。

探討有效的堤路結合變形控制措施有助于提升堤防的防洪、交通功能。本文以南京長江岸線堤路結合工程典型斷面為例，建立有限元數值模型，詳細對比分析堤路結合處理后的變形隨時間與空間的分布與發展特性，揭示透水混凝土樁復合地基在堤路結合工程中的變形控制機理與技術優勢。

1 堤路結合工程

依托工程中的典型斷面如圖1 所示，老堤防右側臨江，主要在其左邊背水側進行加寬培厚形成城市道路。按照Ⅰ級堤防標準設計，新路堤左側緊接大面積場平區域。新堤設計填筑高度為5.0 m，路面總寬度為24.0 m，包括18.0 m 寬的城市支路及6.0 m寬的綠道。該場區范圍原地基鉆孔深度范圍內共有5 層土，自上而下為：①-2 層素填土，可塑狀黏性土，層厚1.0～3.0 m，主要作為老堤填土及淺層地基土；②-1 層粉質黏土，可塑～軟塑，層厚0～2.0 m；②-2 層淤泥質粉質黏土，軟～流塑，層厚9.0～13.9 m，該層土在工程場地內廣泛分布，工程性質較差，為主要軟土層；②-3 層粉土，層厚2.6～3.3 m；③-1 層粉砂，稍密至中密狀，層厚11.2～15.0 m。工程所在區域地下水埋深淺，主要類型為第四系孔隙潛水。

圖1 堤路結合典型斷面Fig.1 Key section of the levee road combination

不加任何處理措施直接在天然地基上進行堤防加高培厚（圖1），本文稱為天然堆載工況。針對圖1 所示的堤路結合斷面，提出以下3 種變形控制措施：

（1）臺階加筋工況。在老堤防開挖臺階并鋪設土工加筋是常見的道路拓寬結合面處置方法[2]，簡稱臺階加筋。如圖2(a)所示，針對坡度相對較陡的老堤左側下半坡段，開挖4 級臺階，每級臺階寬2 m，高0.6～0.8 m，在每級臺階鋪設一層寬度5 m 的三向聚丙烯土工格柵作為加筋，格柵在2%拉應變時的拉伸強度為175 kN/m。該法只處理新老路堤結合面，不處理下部地基。

圖2 堤路結合處理方法Fig.2 Levee road combination treatment method

（2）DCM 工況。深層水泥攪拌（Deep Cement Mixing, DCM）成樁形成水泥土攪拌樁復合地基是常用的軟基處理技術[7]，具有良好的經濟和技術效果。如圖2(b)所示，采用DCM 法進行地基處理，路堤下LM段范圍內樁長17.0 m，新老堤結合面區域的NP段樁長18.5 m，并在樁長變化處設置1 層5 m 寬的三向土工格柵。DCM 樁徑為0.6 m，平面為正三角形布置，樁間距為1.5 m，置換率為14.5%。

（3）PCP 工況。將透水混凝土樁（Pervious Concrete Pile, PCP）作為豎向增強體加固復合地基是近年來新興的地基處理技術。PCP 同時具備剛性樁的高承載力和碎石樁的強排水特性，尤其適用于荷載較大、施工較快、排水條件較差的軟基處理工程[8-9]。如圖2(c)所示，該工況采用PCP 樁復合地基進行軟基處理，橫斷面布樁方式、樁長及樁徑同圖2(b)的DCM 法，區別在于PCP 樁間距為3.0 m，置換率為3.6%。

2 數值建模

參考姜彥彬等[10-11]的有限元建模思路，路堤填土、褥墊層、地基土及DCM 樁均使用摩爾庫倫彈塑性本構模型，PCP 樁、路面結構層及土工加筋均使用彈性本構模型，參數見表1?，F場地下水位埋深淺，模型中認為地基土飽和，將原地表面及其貫穿堤身的延長線（圖1 所示KCDEH）作為排水面，孔壓邊界設置為0。網格劃分時，地下水位以下部分及樁體均采用四節點平面應變四邊形雙線性孔壓單元（CPE4P），地下水位以上部分及土工加筋均采用四節點雙線性平面應變四邊形單元（CPE4），土工加筋等效為厚度5 mm 的均質連續薄膜并嵌入路堤中。

表1 數值模型參數Tab.1 Parameters of the numerical models

本文建立二維平面應變有限元模型，對于三維布樁的DCM 和PCP 工況可參考《復合地基技術規范》（GB/T 50783—2012），按照式（1）所示的復合模量等效原則進行平面應變轉化，可不改變樁間距及樁徑將正三角形布置的群樁轉化為平面應變的連續樁墻。

式中：Ep3D、Ep2D為三維工況和平面應變等效工況下樁的彈性模量；m3D、m2D分別為三維工況和平面應變等效工況下樁的面積置換率；Es為樁長范圍內地基土的彈性模量加權均值，Es=hp/(∑hi/Ei)，其中hp為樁長，hi、Ei分別為樁長范圍內各層土的厚度及彈性模量。以路中心斷面為計算斷面，求得Es=2.12 MPa。對于DCM 工況，Ep3D=150 MPa，m3D=14.5%，m2D=40%，則Ep2D=56 MPa；對于PCP 工況，Ep3D=12 GPa，m3D=3.6%，m2D=20%，則Ep2D=2 162 MPa。 DCM 樁及PCP 樁滲透系數的等效依據樁身斷面通水量相等的原則，即k3Dm3D=k2Dm2D，其中k3D、k2D分別為三維和二維工況下的滲透系數。表1 所示DCM 及PCP 樁的參數為等效后的參數。以DCM 工況為例，平面應變模型及其網格劃分如圖3 所示。模型底部為固定端，側面約束水平向位移。

圖3 DCM 工況有限元模型與網格劃分Fig.3 Finite element model and mesh of DCM working condition

路堤填筑過程如圖4 所示，新路堤共分5 層填筑，在有限元中設置生死單元模擬路堤分層堆載。路堤填筑施工期為3 個月，填筑完畢2 個月后通車，交通荷載簡化為20 kPa的均布荷載。工后沉降的計算基準期為15 年，自第90 d 路面結構層施工完畢時起算。

圖4 路堤填筑情況Fig.4 Embankment filling conditions

3 變形規律與分析

3.1 變形極值分析

表2 及圖5 為各工況下變形極值的對比，天然堆載工況的地基和老堤防變形較為顯著，最終固結完成時刻最大沉降為827 mm，位于路面中線之下第一、二層填土之間；在路堤填筑完成時刻，老堤防坡外的隆起量達到最大，為270 mm；在交通荷載施加后，最大水平位移為446 mm，位于新老堤防結合面之下的②-2 層地基土中。臺階加筋工況的最大沉降、坡外最大隆起和地基最大水平位移的發生區域、時機均與天然堆載工況基本一致，差值僅為?7、?4、5 mm，可見對于本文工況，僅僅在新老路堤結合面處開挖臺階并鋪設土工加筋而不進行地基處理時無法有效縮減場地變形極值。對于DCM 工況及PCP 工況，表2 及圖5 所示變形極值都得到了較好的控制或轉移，最大坡外隆起及水平位移大幅縮減。由于新路堤填筑前已有豎向增強體進行地基加固，最大沉降由路中心區域轉移至左側大面積場平堆載區。

表2 變形極值對比Tab.2 Comparison of extreme value distribution of deformation

圖5 各工況變形極值分布Fig.5 Extreme value distribution of deformation under various working conditions

3.2 沉降規律分析

3.2.1 路面沉降 圖6 所示為路面（對應圖1 的AB段）最終總沉降分布，呈現出路中大，兩側小的趨勢。天然堆載工況路面最大沉降達477 mm，路面沉降極差（即路面寬度范圍內最大、最小沉降的差值）為91 mm。臺階加筋工況與天然堆載工況沉降曲線基本重合，沉降極差僅縮小3 mm。自路面施工結束為起算點，天然堆載工況與臺階加筋工況路面中點位置的工后沉降均為317 mm。經過復合地基處理后的路面沉降及工后沉降量均顯著縮小，DCM 工況的路面最大沉降為146 mm，路面沉降極差為23 mm，工后沉降為95 mm；PCP 工況的路面最大沉降為96 mm，路面沉降極差為28 mm，工后沉降為43 mm?！豆仿坊O計規范》（JTG D30—2015）對設計允許工后沉降的要求為：橋臺與路堤相鄰處不超過100 mm，涵洞、箱涵、通道處不超過200 mm，一般路段不超過300 mm?？梢?，天然堆載及臺階加筋均無法滿足該路段的工后沉降變形控制要求，而DCM 工況及PCP 工況的變形控制能力顯著提升，路面工后沉降均能夠達到橋頭銜接段小于100 mm 的變形控制要求。同時，PCP 工況對路面沉降及工后沉降的控制能力均強于DCM工況。

圖6 路面最終沉降分布Fig.6 Final settlement distribution of the pavement

3.2.2 原地表沉降 圖7 為路中斷面原地表（對應圖1 中C點）的沉降發展對比，天然堆載、臺階加筋、DCM 及PCP 工況的最終沉降量分別為811、805、228、204 mm，工后沉降分別為309、309、90、39 mm。DCM 和PCP 工況沉降量分別縮減為天然堆載的28%、25%，工后沉降分別縮減為天然堆載的29%、13%?？梢?，僅使用臺階加筋進行新舊堤結合面處理基本無法縮減地基沉降，兩種復合地基法表現出較強的沉降控制能力。上述4 種工況達到99%固結度的時間分別為第367、365、363、155 d，具備良好排水條件的PCP 工況在路堤填筑過程中變形發展更迅速，固結所需時間最短，而其他3 種工況完成排水固結均需要1 年以上的時間，且PCP 工況的最終沉降和工后沉降均為最小。

圖7 路中斷面原地表沉降Fig.7 Original ground settlement of the central section

圖8 為對應圖7 的路堤填筑階段的沉降速率，天然堆載及臺階加筋工況的沉降速率分別為14.5、13.9 mm/d，且均多次出現沉降速率超過10 mm/d 警戒值的情況。新堤分層填筑期間，DCM 及PCP 兩種工況的沉降速率分別為4.5、5.8 mm/d，均在預警值范圍之內。

圖8 路中斷面原地表沉降速率Fig.8 Original ground settlement rate of the central section

3.2.3 新老堤結合面沉降 圖9 為新老路堤結合面（對應圖1 中的DEFG段）的沉降曲線，橫坐標為離D點的水平距離，縱坐標負值為沉降，正值為隆起。天然堆載工況下結合面的沉降自左向右逐漸減小，至老堤防上半坡段的中點處（對應圖1 中FG段中點）沉降為0 后繼而轉為隆起變形；臺階加筋工況與之類似，并未縮減結合面沉降。DCM 及PCP 兩類工況下，結合面沉降顯著縮小，且結合面上只有沉降而沒有隆起，二者沉降值至G點減小為0。

圖9 結合面沉降發展Fig.9 Settlement development of the joint surface

結合圖5 及圖9 可知，各工況老堤防的臨江側邊坡均為隆起變形，天然堆載與臺階加筋工況最大隆起位置相近，分別達到270、275 mm，DCM 工況及PCP 工況最大隆起點依次向下坡段轉移，且量值逐漸減小，PCP 工況的坡外最大隆起值僅為50 mm。

3.2.4 分層沉降 圖10 為路中斷面自路面向下斷面的最終分層沉降分布，圖11 為路中斷面地基土層的壓縮應變（即單位厚度土層的壓縮量）沿深度的分布。不難看出，不進行地基處理無法改變地基土層的壓縮性，在附加荷載作用下，臺階加筋工況依然具備與天然堆載近乎一致的沉降量與壓縮應變。采用DCM 樁及PCP 樁的兩類復合地基處理工法后，大大縮減了②-2 主要軟土層的壓縮量，進而大幅縮減了總沉降與工后沉降。盡管PCP 樁復合地基置換率大幅低于DCM 工況，但PCP 樁剛度更大，其沉降控制能力仍強于DCM 工況。

圖10 路中斷面分層沉降Fig.10 Layered settlement of the central section

圖11 路中斷面地基壓縮應變Fig.11 Compressive strain of foundation of the central section

3.3 水平位移分析

圖12 為新舊堤結合面處老堤防拐角斷面（自圖1 中F點向下）在通車時刻地基的水平位移，可見天然堆載、臺階加筋的水平位移均隨深度呈現先增后減的趨勢，其最大水平位移均位于②-2 軟土層中，水平位移在②-2 與②-3 土層交界處出現轉折點。臺階加筋工況僅將最大水平位移由439 mm 縮減至428 mm，DCM 工況及PCP 工況的水平位移得到大幅縮減，將斷面最大水平位移分別降至115、110 mm，尤其是②-2 軟土層的水平位移得到了顯著控制。整體上，由于PCP 樁的剛度更大，盡管其置換率僅為3.6%，PCP 工況仍表現出最優的水平位移控制能力，其最大水平位移被轉移至淺層老堤防中。

圖12 結合面斷面的水平位移Fig.12 Horizontal displacement of joint surface section

圖13 為4 種工況的水平位移速率發展，對應圖12 及圖5 中位于天然堆載工況②-2 軟土層的最大水平位移點。參考《軟土地基路基監控標準》（GB/T 51275—2017），路堤填筑期深層水平位移預警值設置為8 mm/d。在路堤填筑中的前4 個階段（圖4），天然堆載及臺階加筋工況的最大側移速率點超過預警值的2 倍，DCM 及PCP 兩種工況相應點的最大側移速率均顯著縮減至預警線水平。由于圖13 所取點為軟土層最大側移斷面的最大點，結合圖12 能夠判斷兩種復合地基工況的整體水平位移均在可控范圍內。

圖13 軟土層特征點水平位移速率Fig.13 Horizontal displacement rate of characteristic point of soft soil layer

圖14 為老堤防原坡面（對應圖1 中FGH段）向臨江側的水平位移對比。通車后，天然堆載、臺階加筋、DCM 及PCP 工況的老堤防最大水平位移分別為221、218、81、95 mm。天然堆載及臺階加筋工況的最大值位于臨江側邊坡靠近防浪墻的位置。DCM 工況及PCP 工況均具備良好的水平位移控制能力，老堤防的水平位移顯著降低且位移最大值也轉移至老堤防內邊坡拐點處。

圖14 老堤防原地面水平位移Fig.14 Horizontal displacement of original groundsurface of the old levee

4 受力分析

定義孔壓系數B為孔壓增加值與新增荷載值之比，其預警值設置為0.5。圖15 為路中斷面②-2 軟土層中心位置（對應圖1 中J點）在填筑階段的B值。前4 次路堤填筑，天然堆載及臺階加筋的B值均超過了預警值，DCM 工況則在預警線處波動，PCP 工況的B值則始終在安全范圍內。對于上述4 種工況，路堤填筑期間超靜孔壓極值分別為36.3、37.5、21.5、7.4 kPa，整體而言，采用豎向增強體穿越軟土層的DCM 及PCP 工況的超靜孔壓值均低于天然堆載及臺階加筋工況。對于樁身可排水的PCP 工況，路堤填筑過程地基中的超靜孔壓消散更快，B值更低。

圖15 路中斷面軟土層孔壓系數Fig.15 Pore water pressure coefficient B of soft soil layer in the middle section of the road

圖16 為兩種復合地基加固工況原地表的豎向應力分布，對應圖2（b）及圖2（c）的KLMNP段。左側KL段大面積堆載區，豎向應力為117 kPa，復合地基區填筑路堤附加荷載向樁頂轉移，樁頂豎向應力遠高于大面積堆載區，而樁間土的豎向應力則低于大面積堆載區。PCP 復合地基樁頂應力水平大幅高于DCM 工況，PCP 樁及DCM 樁頂應力極值分別達到620、445 kPa。固結完成時，DCM 工況的樁土應力比范圍為7～12，PCP 工況則為15～20，更多的附加荷載通過PCP 樁傳遞至強度更高的深層地基，進而控制了場地變形。

圖16 DCM 與PCP 工況地表應力分布Fig.16 Surface stress distribution under DCM and PCP conditions

5 結 語

針對南京長江岸線堤路結合典型斷面，建立平面應變有限元模型，耦合上覆堤防與下部地基，多角度對比分析了天然堆載、臺階加筋、DCM 及PCP 共4 種工況的堤路結合變形分布與發展規律，量化評價了上述城市堤路結合工程變形控制措施。主要結論如下：

（1）臺階加筋工況的整體變形規律與天然堆載工況基本一致，二者工后沉降均超過300 mm，路堤填筑過程中沉降速率、水平位移速率和孔壓系數超過預警值，變形處于不可控狀態。因此，只對新老堤結合面進行臺階加筋處理而不加固堤下軟基的工況尚無法有效縮減沉降和水平位移。

（2）通過DCM 及PCP 將填筑的附加荷載傳遞至強度更高的深層地基，可大大縮減主要軟土層的壓縮量及深層水平位移，有效控制地基總沉降、工后沉降、結合面不均勻沉降及老堤防的隆起量。路堤填筑過程中兩種復合地基處置下的沉降速率、水平位移速率和孔壓系數基本可控，工后沉降能夠達到橋頭銜接段小于100 mm 的變形控制要求。

（3）盡管PCP 復合地基置換率僅為3.6%，但其樁身剛度大且具備良好排水條件，因而固結變形發展所需時間最短，達到99%固結度縮短至155 d。PCP 工況的最終沉降、工后沉降、坡外隆起值、孔壓系數均為最小，路面工后沉降僅為43 mm，對堤路結合工程的變形控制能力整體強于DCM 工況，適合變形控制標準高、建設周期短的城市軟基地區堤路結合工程。

城市堤路結合工程較為豐富多樣，本文研究結論適用于與本文工程背景相近的工況。未來還應開展對比試驗、理論分析等，進一步研究PCP 復合地基技術應用在堤路結合工程中的技術優勢及局限性。