柴賀軍，涂義亮，徐建強，李海平

(1.招商局重慶交通科研設計院有限公司，重慶 400067； 2.山區(qū)道路工程與防災減災技術國家地方聯(lián)合工程實驗室，重慶 400067)

在我國的東部沿海地區(qū)，橋頭跳車是常見病害之一。據有關調查，路橋過渡段的維修費用占總費用的70%以上[1]。

橋頭跳車現象主要是因外部車輛荷載長期、反復的作用，使得橋臺與道路間產生過大的差異沉降[2]，常在軟土地區(qū)公路中出現。目前，對于橋頭跳車處治方法，主要有橋頭搭板法、土工格柵法、加鋪法和輕質材料置換法等[3-5]。加鋪法和橋頭搭板法只能起到一定的減緩作用，后續(xù)可能耗費更多的財力、物力去維護。土工格柵法及輕質材料置換法需要開挖路面，這對運營期高速公路不太適用，且輕質材料置換法適合軟土較薄路基，有較大的局限性。針對這些問題，提出頂管漸變置換法，該法在不干擾路面正常交通的情況下，采用管道對路堤土進行置換，使得路堤自重降低，實現處治路橋過渡段不均勻沉降的目的。Yang S等[6]通過太原火車站隧道穿越工程，對密排頂管進行研究，得到管道過于密集，管道之間的土體會被緊密壓縮，形成管-土拱效應；Yang X等[7]對膨脹土頂管施工中的水溶性泥漿進行改進，使得頂進力顯著減小，并提出一種較為簡便的頂管頂力計算方法；江正潭[8]在后屠中橋橋頭跳車處治中對頂管減載處理方案的施工方案、工藝、控制標準等進行了介紹；包龍生等[9]采用預埋管涵方式對橋頭跳車進行處治。但上述研究都未研究間距對處治效果的影響，忽略了沿路線方向控制沉降平緩過渡的重要性。因此，需要對頂管漸變置換法的參數設計和實施效果進行研究。

本文依托直上河橋路段工程，提出頂管漸變置換非開挖處治方法；通過三維數值模擬首先分析10 m范圍內不同處治間距對沉降控制的影響規(guī)律，為漸變間距提供設計參考；然后對提出的漸變設計方案進行了驗證，研究成果可為今后運營期的公路橋頭跳車問題處治提供借鑒。

1 工程概況及數值模型的建立

1.1 工程概況

直上河橋寬度約為19.3 m，地層分布為黏土、淤泥Ⅰ、淤泥Ⅱ、淤泥質黏土Ⅰ及淤泥質黏土Ⅱ。該橋運營以來，一直以路面加鋪的方式處治橋頭跳車現象，歷次加鋪下來，極大增加了路堤的自重，加劇了不均勻沉降，如圖1所示。

1.2 原始路基數值模型的建立

考慮到路基的對稱性，取一半對其進行建模分析，原始路基模型如圖2所示，并在路面中心、路肩及路堤坡腳各設置1個位移監(jiān)測點。

軟土地層采用修正劍橋模型模擬，因修正劍橋[10]適合正常固結土和超弱固結土的彈塑性模型，適用于模擬固結壓力對材料特性有重要影響的軟黏土，路堤填土采用M-C模型模擬，其粘聚力為25.6 kPa，內摩擦角29.8°，土層參數如表1所示。固結沉降分為主固結和次固結，主固結為粘彈性沉降，采用FLAC3D流固耦合分析；次固結為粘彈性和粘塑性沉降，采用Burgers模型模擬，固結計算參數如表2所示。交通荷載取14 kN/m2的均布應力施加于路面上。

圖1 橋頭跳車

圖2 原始路基模型

1.3 數值模型驗證

對數值模型計算19年，即2000—2019年，其數值模擬結果曲線與現場監(jiān)測數據如圖3所示。從圖3中可以看出，數值模擬曲線與實際現場監(jiān)測數據擬合較好，驗證了數值模型的可行性。繼續(xù)對模型進行運算至2039年，從圖3中還可以看出，20年后，路面最大沉降量達到0.539 m，如果不進行處治將會產生嚴重的橋頭跳車問題。

圖3 2000—2039年不作處治預測沉降曲線

表1 土層參數

表2 直上河橋橋段路基固結沉降參數

2 頂管置換間距的影響規(guī)律

為處治直上河橋段的差異沉降，提出頂管漸變置換方法。通過沿道路方向改變頂管間距使得總體沉降處于可控范圍。因此，有必要分析頂管間距對沉降控制的影響。

2.1 頂管置換處治數值模型建立

建立不同間距的頂管數值模型，模型長58 m，高55.5 m，沿道路方向厚度為10 m，如圖4所示。頂管尺寸參照非開挖處治協(xié)會有關規(guī)范[11]取直徑為0.6 m，厚度為10 mm，采用殼單元模擬頂管，殼單元參數取值為：彈性模量E=206 GPa，泊松比ν=0.3。

2.2 數值模擬結果分析

先模擬未處治時的路基狀態(tài)，對模型運算19年，即2000—2019年，再將殼單元施加在模型中，并將其內部土體刪除，對模型繼續(xù)運算20年，得到監(jiān)測點沉降與時間關系曲線，如圖5所示。

從圖5中可得，在2019—2039年間，路橋過渡段經頂管置換法處治后沉降量明顯減小，且隨著頂管間距的減小，沉降控制效果呈上升趨勢。在同一時期，間距為1.06 m時，處治效果最好，其最終沉降量減少了0.172 m，位移云圖如圖6所示。從圖6中可以看出，經處治后，沉降主要發(fā)生在路堤處，且越接近路面中心，沉降量越大，是由車輛荷載作用引起的，距離荷載作用位置越近，影響越大。

不同頂管間距對沉降處治的影響如圖7、圖8所示。 從圖7、圖8可以得出，隨著間距的減小，路堤減載越大，路基沉降量逐漸減小，沉降量變化百分比也逐漸增大，沉降控制效果逐漸增強。間距為1.06 m時，沉降量變化最為明顯，最大沉降減少量百分比達到29.30%，且在頂管施工過程中,管道周圍地層就會發(fā)生形變而產生應力釋放, 這是管道周邊應力向四圍傳遞的結果，即土拱效應[12]，在一定程度上降低了因土層損失、收斂位移所造成的地表沉降。綜合考慮路橋過渡段不同區(qū)域對沉降要求，對頂管間距進行漸變設計，使得路橋過渡段沉降呈平緩過渡。

(a) 頂管間距1.06 m

(b) 頂管間距1.60 m

(c) 頂管間距2.39 m

(d) 頂管間距3.41 m

圖5 2000—2039年各區(qū)域沉降曲線

圖6 處治間距為1.06 m的沉降位移云圖

圖7 不同間距處治下20年后的沉降量

圖8 不同間距處治下20年后的沉降量變化百分比

3 頂管漸變置換法處治效果分析

3.1 處治方案參數確定

根據上述結果，對路橋過渡段進行頂管漸變置換處治。將路橋過渡段分為A、B、C、D四個分區(qū)，各分區(qū)范圍分別為11.32 m、10.97 m、7 m和10.28 m，各分區(qū)頂管間距分別為1.06 m、1.60 m、2.39 m、3.41 m，頂管直徑均為0.6 m，如圖9所示。

3.2 不處治下的三維數值模型

建立148 m×60 m×48.4 m驗證數值模型，路面寬28 m，路堤坡率為1∶1.5，如圖10所示。在路橋連接處設置2塊長8 m、厚0.6 m的搭板。

圖9 各分區(qū)頂管布置

圖10 驗證計算模型

3.3 不處治下的沉降量

對不處治模型進行運算至2039年，得到模擬沉降云圖，如圖11所示。由圖11可得到在20年后，路面、路肩及路堤坡腳持續(xù)沉降至3.385 m、2.913 m、2.459 m，沉降量變化量分別為0.555 m、0.389 m、0.269 m。如不對其進行處治，將來會產生嚴重的橋頭跳車問題。

圖11 2000—2039年不作處治下的沉降云圖

3.4 頂管置換漸變處治數值模型

采用FLAC3D建立頂管置換漸變處治模型，如圖12所示。

圖12 頂管漸變置換處治數值模型

3.5 頂管置換漸變處治效果分析

先模擬不處治狀態(tài)下的路基沉降至2019年，然后將殼單元施加在模型中，模擬處治后20年內的路橋過渡段沉降情況。

1) 不同處治區(qū)域沉降控制效果

模擬運算得到處治20年后各分域的最終沉降，如表3所示。從表3可得，在2019年開始頂管置換處治后，各區(qū)域沉降量明顯減小，其中A處治區(qū)域控制沉降效果最好，相對沉降量降低百分比達到27.76，B、C、D處治區(qū)域沉降控制效果隨著頂管間距增大逐漸減弱。處治20年后頂管的沉降位移云圖如圖13所示。從圖13可以看出，沉降主要發(fā)生在路面中心位置，頂管間距越小，沉降量越小，說明頂管越密集，路基減載越大，同時，頂管本身具有一定的強度，下穿路堤后，形成類似梁結構，很好地承擔了上部荷載，變相提高了路基的剛度，進而有效控制了沉降。

2) 變剛度處治區(qū)變形協(xié)調特征

處治后路面中心沉降與橋頭距離的關系曲線如圖14所示，路面沉降云圖如圖15所示。從圖14中可以看出，路面中心沉降值隨著時間及橋頭距離的增大而增大，路堤沉降沿線路方向呈現較平緩的漸變效果，驗證了頂管漸變置換處治方案能有效處治橋頭跳車問題。

表3 處治20年后不同區(qū)域最終沉降對比

圖13 處治20年后頂管沉降位移云圖

圖14 處治后路面中心沿線路方向沉降值

圖15 2039年路面沉降云圖

4 結論

1) 頂管漸變置換法隨著頂管間距的減小，處治效果逐漸增強，當間距為1.06 m時，沉降控制效果最好，且在頂管施工過程中，存在土拱效應，在一定程度上延緩和降低了地表沉降。

2) 頂管漸變置換法在處治橋頭跳車問題上，一方面，頂管置換出來土體在很大程度上減輕了路堤自重，且隨著間距的減小，路堤自重荷載降低越大，沉降量也隨之減?。涣硪环矫?，頂管下穿路堤形成類似梁結構，很好地承擔了上部路堤自重和交通荷載，變相提高了路基的剛度。

3) 通過對橋頭跳車段進行分區(qū)漸變處治，頂管間距沿線路方向逐漸增大，路面沉降也隨之呈現平緩的漸變效果，提高了行車安全性和舒適性，橋頭跳車問題得到較好緩解。