樁承式路堤土拱效應簡化分析方法

費 康 ，王軍軍陳 毅

（1. 揚州大學 巖土工程研究所，江蘇 揚州 225009；2. 河海大學 巖土力學與堤壩工程教育部重點實驗室，南京 210098）

1 引 言

樁承式路堤是指在地基中設置剛性樁來支承路堤填土荷載的新型路堤形式。由于其樁頂不設筏板，無需置換土體，且無需等待土體固結，具有施工速度快、沉降小、穩定性高、經濟性好的優點，近年來在工程中的應用越來越廣泛[1－2]。

樁承式路堤荷載傳遞機制的重要組成部分是“土拱效應”，其是指在路堤荷載作用下，樁和地基土之間存在差異變形，路堤填土中產生剪應力，荷載向樁頂轉移，從而減小了作用在地基土表面的荷載。現有的土拱效應分析方法中一般首先根據試驗或數值分析結果假設填土的破壞模式，然后進行理論推導，得到相應的計算公式。如Terzaghi[3]根據活板門試驗結果，假設填土中的破壞面為通過活動門邊緣（樁邊緣）的豎直面，作用在地基表面的荷載等于滑動體重力扣除邊界上的摩阻力，該方法對低路堤的模擬結果較好。對路堤填土較高的情況，Naughton[4]認為，填土中的破壞面為通過樁邊緣的對數螺旋曲線，作用在地基表面上的荷載為破壞面下方土體的重量。Hewlett 等[5]進行了二維和三維的室內模型試驗（以下簡稱H-R 方法），在填土中分層鋪設彩砂，根據變形后彩砂的分布假設填土中存在支撐于樁頂的圓形土拱，土拱以上的填土重量被直接傳給樁頂，以拱頂或拱腳土體單元的極限平衡條件為設計控制狀態。Zeaske 等[6]根據模型槽試驗和數值分析，認為在H-R 方法中假設的土拱下方還存在著一系列不同圓心和半徑的土拱，即所謂的“多拱模型”。圖1 歸納了這幾種方法中假設的破壞模式，圖中的a 為樁直徑或寬度，s 為樁間距，H 為填土高度。

由于采用的破壞模式不同，不同方法之間的計算結果差異較大，與實測數據也有所區別[7]。本文首先采用有限元軟件ABAQUS 對樁承式路堤填土中的破壞模式進行分析，在此基礎上假設破壞面形狀，進行理論推導，得到二維土拱效應的簡化計算方法，最后將簡化方法計算結果與有限元和文獻中的收集的試驗數據進行比較。

圖1 路堤填土的破壞模式 Fig.1 Failure modes of embankment fill

2 數值分析

2.1 幾何模型及邊界條件

本文主要分析平面應變條件下的土拱效應。計算中選擇圖1 中的1 根樁及其控制范圍進行分析，考慮到對稱性，采用的幾何模型如圖2 所示，圖中的AB 代表樁頂，BC 代表樁間地基的頂面，AE 和CD 為填土的側向邊界。

由于計算的重點是分析樁和樁間土的差異變形 在填土中引起的土拱效應，因此，模型中無需包含樁體和地基土，差異沉降通過設置不同的邊界條件來實現。具體做法為：約束AB 和BC 水平和豎直兩個方向的位移，約束AE 和CD 的水平位移；對填土按自重應力分布設置初始應力狀態，即

式中： σv為豎向應力； σh為水平向應力；γ 為填土的重度； K0= 1 - sin φ′為靜止土壓力系數；φ′為土體的有效內摩擦角；z 為從填土頂面起算的深度。

設置初始應力狀態之后，在后續分析步中放松BC 邊的約束條件，直至塑性區不斷擴展，數值計算不收斂，以此模擬樁間土的沉降發展過程。這種做法相當于路堤的填筑在不排水條件下進行，隨后地基土體固結沉降，樁和樁間土出現足夠大的差異變形。由于沒有考慮地基土的支撐作用，模擬的是最不利的情況，以此分析土拱效應可能發揮的最大限度。

圖2 有限元分析模型 Fig.2 The finite element model

2.2 材料模型及計算方案

路堤填土采用摩爾-庫侖理想彈塑性模型模擬，計算參數見表1。

表1 模型計算參數 Table 1 Model calculation parameters

2.3 填土中的破壞面分析

破壞面通過等效塑性應變增量的分布確定，等效塑性應變eqε 定義為

式中：pε 為塑性應變張量。

圖3 給出了φ ′= 30°、 s= 2.5 m時不同填土高度下確定的破壞面位置。為清晰起見，圖中只給出了樁頂以上s/2 范圍內的結果。若用n 表示填土高度與樁凈間距之比 H /( s - a)，從計算結果可以看出， 當 n ≤ 1時，破壞面與Terzaghi 方法中假設的豎直面基本對應，近似為通過樁邊緣豎直面。而當n ≥ 1.5時，破壞面不同于H-R 方法、多拱理論等方法中假設的圓形土拱，而是由3 段組成：樁邊緣O點向左、右各存在一條近似直線的破壞面，其與水平面的夾角分別記為α 和β 。若將這2 個破壞面與左、右邊界的交點分別標記為A、B，AB 兩點之間存在著一個近似以樁邊緣O點為中心的對數螺旋曲線面。1 ＜ n＜ 1.5屬于過渡階段。其他樁間距的計算結果也表現出相似的特性，這里不再贅述。

圖3 破壞面位置（s =2.5 m, φ' =30°） Fig.3 Locations of the failure surface（s =2.5 m, φ' =30°）

不同摩擦角下的計算結果也表現出相同的規律。以s =2.5 m，H =6.0 m 為例（見圖4），各摩擦角下的破壞面都可看作由兩條直線和一條對數螺旋曲線組成，且破壞面的α 角隨著φ′增加而增加，β隨著φ′增加而減小。

圖4 不同摩擦角下的破壞面位置（s =2.5 m, H =6.0 m） Fig.4 Locations of the failure surfaces at different friction angles（s =2.5 m, H =6.0 m）

為了進一步對破壞面形狀進行分析，圖5 將圖3 中H =6.0 m 下的破壞面拓展到2 個樁的控制范圍內，可以很清楚地看出，路堤填土較高時的破壞面與地基承載力理論中的整體剪切破壞模式很接近，可看做由彈性楔體（1）、徑向剪切區（2）、朗肯被動區（3）所組成，只不過被動區發生了重疊。這和考慮相鄰基礎對地基承載力的影響有類似之處，Stuart[8]指出，如果相鄰基礎之間的距離正好使得兩個基礎的被動區重疊，則破壞面的形狀不會發生改變；當相鄰基礎之間的距離在此基礎上進一步減小時，破壞面的形狀將改變，以保證被動區通過基礎的邊緣。

圖5 重疊的破壞面（s =2.5 m, H =6.0 m, φ' =30°） Fig.5 Overlapped failure surface（s =2.5 m, H =6.0 m, φ' =30°）

3 土拱效應簡化分析方法

根據前面的數值分析，樁承式路堤中填土的破壞模式可分為低路堤和高路堤破壞模式兩種。低路堤破壞模式中，填土中的破壞面為一條通過樁邊緣的豎直面，可采用Terzaghi 方法進行理論分析。高路堤破壞模式中的破壞面是由類似于地基承載力理論中的彈性區、徑向剪切區和被動區組成，但由于重力作用方向始終向下，樁承式路堤并不能簡單地看作是倒轉的淺基礎，地基承載力理論不能直接應用，需要重新推導。

3.1 破壞面形狀

根據上述分析，破壞面形狀可假設如圖6 所示。其中OA和OB 是直線，與水平面的夾角分別為α 和β 。AB 是以O′點為中心的對數螺旋曲線。若建立如圖6 所示的坐標系，以樁的邊緣O 點為原點，x 軸水平向右，z 軸豎直向下。O′的坐標記為( x， z )，對數螺旋曲線上任一點M 距O′ 點的距離R 為R0exp ［ (θ -η ) tanφ］，R0是O ′A 的長度，θ 是O ′M 與水平線的夾角。O′ A 和O ′B 與水平面的夾角分別為η 和ψ 。

根據Terzaghi 地基承載力理論，若不考慮土體自重，點O′將與點O 重合，α η φ= = ，β ψ= = 45 2φ°- 。而考慮土體自重時，對數螺旋線的位置需通過試算確定。

3.2 方程推導

取圖6 中的OABD 為脫離體。下面求作用在其上的力對O′點的力矩，力矩以逆時針為正。

圖6 破壞面形狀 Fig.6 Failure surface shape

（1）OAB 的自重對點O′的力矩

土塊OAB 由于自重對O′ 的力矩可由土塊O AB′ 、O OA′ 和O OB′ 的自重引起力矩的代數和求得。

土塊O AB′ 由于自重對O′的力矩為

其中：

土塊O OB′ 由于自重對O′的力矩為

因此，OAB 的自重對點O′的力矩為

其中： g1= f1+ f2- f3

（2）OBD 的自重對O′點的力矩

（3）OD 面上地基土反力對O′點的力矩，假設地基土反力sσ 均勻分布，則：

（4）BD 面上水平土壓力對O′點的力矩

式中：pK 為被動土壓力系數。

（5）OA面上合力對O′點的力矩

設OA 面上合力為 P1，合力作用點距A 點的距離為 ξOA =ξa (2cosα )，0 ≤ ξ≤ 1，若 ξ= 0則合力作用在A 點。在0～1 之間，若 P1作用方向與OA法線之間的夾角為φ，則 P1對O′點的力矩為

其中：

（6）AB 面上合力對O′點的距

對無黏性土，對數螺旋面AB 上的合力F 的作用線通過對數螺旋面的中心點O′，力矩為0。

由力矩平衡條件 0M =∑ ，將式（7）～（11）代入，整理后解得1P 為

其中：

根據樁頂三角楔形體 1OO A 豎直方向力的平衡可求得樁頂荷載pP 為

而根據整體平衡條件，又有：

式中：H 為填土高度。

若定義應力折減系數rS 為

則可得

以上推導針對的是破壞面的被動區正好互相重疊的情況，對樁間距比較大的情況，破壞面可能部分重疊或不重疊，此時可先求出正好重疊時樁頂的荷載pP ，再按下式計算應力折減系數：

3.3 求解方法

為了求得最不利情況下的應力折減系數rS ，需進行試算。具體求解過程如下：

（1）假設不同的α 角和對數螺旋曲線中心點O′坐標以及ξ 。

（2）根據幾何關系按下式確定η、ψ 和β 。式（19）需通過數值方法求解。

（3）計算不同情況下的應力折減系數rS 及最大值。

4 簡化分析方法的驗證

4.1 與有限元計算結果的比較

本小節將前面有限元參數敏感性分析的結果和本文簡化方法得到的應力折減系數 Sr進行比較。

圖7（a）給出了應力折減系數 Sr與填土高度和樁凈間距之比 n = H （ s - a）的變化關系，圖中的m = a （ s - a），反映了不同樁間距的影響。注意到 Sr的數值應在0～1 之間，若 Sr= 1，意味著作用在樁間土表面的荷載就等于填土荷載，沒有出現土拱效應。反之，若 Sr= 0，所有的荷載都轉移到樁頂。

計算結果表明，雖然簡化分析方法計算得到的應力折減系數略高于有限元計算結果，但整體變化規律是一致的。 Sr隨n 的增加而減小，當填土高度較低時變化較明顯；填土高度較高后（n ＞4）， Sr基本保持不變。對不同的m 值，m 值越小， Sr越大，因而合理地設置樁間距及樁帽尺寸，可以明顯的減小作用在地基表面的荷載。同時也注意到，當n ＜1.5時，m 對 Sr的影響不明顯，這是因為此時路堤填土中的破壞模式主要是低填土路堤模式，破壞面為通過樁邊緣的豎直面，土拱效應的程度取決于破壞面上發揮的摩擦力， Sr只與n 有關，這與前面關于破壞模式的分析是一致的。

圖7（b）給出了 s= 2.5 m， H = 6 m時 Sr與摩擦角φ 之間的關系。結果表明，有限元方法和本文簡化方法得到的規律是一致的。隨著摩擦角的增加，Sr減小得很明顯，當 φ= 20°時，簡化分析方法計算得到 Sr= 0.84；當 φ= 40°， Sr快速降低為0.25，更多的荷載通過土拱效應傳遞給樁。

圖7 應力折減系數的有限元和簡化方法計算結果的比較 Fig.7 Comparisons of stress reduction ratios computed by FEM and simplified method

4.2 與試驗結果的比較

本小節將本文簡化方法的計算結果與文獻中收集的試驗數據及其他土拱效應分析方法進行對比。

Low 等[9]進行了土拱效應的二維模型試驗研究，試驗在一長為1.5 m、寬為0.6 m、高為1.0 m的模型槽中進行，樁梁采用寬 a= 25 mm 的木材模擬，軟土地基采用泡沫橡膠模擬，路堤填土材料采用砂土，重度 γ = 14.1 ± 0.2 kN/m3，摩擦角 φ= 45°，殘余摩擦角 φcr= 37.5°。試驗中變化樁間距s 和填土高度H 。具體試驗工況和試驗結果如表2 中的試驗1～4 所示。

曹衛平等[10]參照Low 的方法，對樁-土相對位移、路堤高度、樁梁凈間距等因素對土拱效應的影響進行了分析，試驗中地基軟土采用水袋模擬，通過給水袋放水來模擬地基固結沉降的過程。路堤材料填筑后重度γ =15.32～15.87 kN/m3，內摩擦角φ = 30°。表2 的試驗5～11 給出了樁梁寬a=150 mm時的試驗結果。

對比起見，表2 中同時給出了H-R 方法、Terzaghi 方法和本文方法的計算結果。

根據H-R 方法，為了形成土拱，填土的高度至少要為樁間距的1/2，即 H ≥ 0.5 s ，對應的平面應力折減系數解答為

式（21）隱含認為地基土反力 σs在相鄰樁之間均勻分布，計算結果見第5 列。Low 建議考慮樁間地基土反力非均勻分布，且等效分布應力= 0.8σs，計算的結果見表2 第6 列。

Terzaghi 方法的平面應力折減系數解答為

式中：K 為滑動面上的土壓力系數；sw 為填土頂面超載。應用式（22）計算應力折減系數有2 個不確定的因素。

（1）豎直滑動面上的土壓力系數的確定

由于滑動面上有剪切作用，使用靜止土壓力系數不太合適，這里采用Handy[11]的建議

式中：aK 為朗肯主動土壓力系數。

（2）等沉面高度的確定

在樁承式路堤中，樁頂和樁間土體之間存在沉降差，差異沉降在樁頂高程處最大，向上逐漸減小，當差異沉降為0 時，對應的高度稱為等沉面高度Hc。只有等沉面高度范圍內的土體才發揮剪切作用，起到減小地基表面荷載的作用。因此，等沉面高度以上的填土重量需作為外荷載處理，即式（22）中的 ws。因此，等沉面高度對應力折減系數的大小有比較明顯的影響。目前，等沉面高度與填土高度、摩擦角等因素的影響尚不十分明朗，Terzaghi[3]建議Hc取 2.5（ s - a），曹衛平等[10]根據試驗結果認為 Hc在 1.4（ s - a）～ 1.6（ s - a）之間，Horgan 等[12]認為 Hc在 1.545（s - a）～ 1.92（ s - a）之間，本文在計算時 Hc取 1.5（ s - a），計算結果見表2 中的第8 列。為對比起見，第7 列給出了不考慮等沉面時Terzaghi 方法的計算結果。

表2 應力折減系數的計算值與試驗結果的對比 Table 2 Comparison between measured and computed stress reduction ratios

表2 中將最接近試驗結果的數值用黑體表示。整體上來看，本文方法與試驗數據的吻合度最好。H-R 方法低估了土拱效應的程度，計算得到的應力折減系數偏大，樁凈間距較大時偏差更為明顯。這是因為H-R 方法中土拱需支撐在樁上，樁凈間距越大，土拱下土體的重量也越大。另一方面，沒有考慮應力在相鄰樁之間的非均勻分布，也會放大應力折減系數。考慮地基反力非均勻分布后，計算結果要好一些。

對于Terzaghi 方法，當n 較高時（試驗1～4），若不考慮等沉面高度，即認為整個路堤填土高度中都會產生剪切，計算的應力折減系數明顯偏小，不合理。考慮 1.5（ s - a）的等沉面高度后，計算結果與實測值的吻合程度有所改善，如試驗3、4。同時注意到，若n 非常大時，如試驗1，n 達到8.0，考慮等沉面的計算與實測結果之間差異也比較大，這可解釋為填土高度增加之后，等沉面高度也應相應增加。若不考慮這一點，計算的應力折減系數偏大。因此，Terzaghi 方法模擬的精確度存在不確定因素。對n≤2 的情況，考慮或者不考慮等沉面高度的計算結果差異不大，且與考慮應力非均勻分布的H-R 方法結果相近。

絕大多數情況下，本文簡化方法的計算結果與試驗值之間吻合較好。但也注意到，對試驗5、6，簡化方法的模擬精確度并不如Terzaghi 方法，這是因為這兩個試驗的填土高度相對較低，n分別為0.7、0.9。根據前面的分析，此時填土破壞為低路堤模式，破壞面為1 條通過樁邊緣的豎直面，更符合Terzaghi土拱效應理論中的假設。因此，從整體上來看，對n≥1.5 的路堤，由于采用了更合適的破壞面假設，本文提出的簡化分析方法計算較其他分析方法更符合實際。

5 結 論

（1）根據有限元計算結果，樁承式路堤的破壞模式可分為低路堤和高路堤2 種模式，當路堤填土較小時（n≤1），填土中的破壞面為通過樁邊緣的豎直面；當路堤填土較高時（n≥1.5），填土中的破壞面由類似于地基承載力理論中的彈性區、徑向剪切區和被動區所組成。

（2）針對高路堤破壞模式，根據有限元計算結果假定了破壞面形狀，建立了土拱效應簡化分析方法。利用本文方法對有限元和相關文獻的試驗結果進行了比較。結果表明，由于采用了更合適的破壞面假設，簡化分析方法的計算結果較其他分析方法更符合實際。

（3）本文所給的簡化方法適用于求解極限狀態下的應力折減系數，如何分析土拱效應隨地基沉降變形的關系是下一步研究的重點。

[1] 費康， 劉漢龍. 樁承式加筋路堤設計理論研究進展[J]. 水利水電科技進展， 2008， 28(4)： 89－94. FEI Kang， LIU Han-long. Advances in research on design theory of geosynthetic reinforced pile supported embankment[J]. Advances in Science and Technology of Water Resources， 2008， 28(4)： 89－94.

[2] 費康， 劉漢龍， 高玉峰. 路堤下現澆薄壁管樁復合地基工作特性分析[J]. 巖土力學. 2004， 25(9)： 1390－1396. FEI Kang， LIU Han-long， GAO Yu-feng. Performance of cast-in-situ concrete thin-wall pipe pile composite foundation under road embankment[J]. Rock and Soil Mechanics， 2004， 25(9)： 1390－1396.

[3] TERZAGHI K. Theoretical soil mechanics[M]. New York： Wiley， 1943.

[4] NAUGHTON P J. The significance of critical height in the design of piled embankments[C]//Part of Geo-Denver 2007： New Peaks in Geotechnics. Denver： [s. N.]， 2007： 13－23.

[5] HEWLETT J， RANDOLPH M F. Analysis of piled embankments[J]. Ground Engineering， 1988， 21(3)： 12－18.

[6] ZAESKE D， KEMPFERT H G. Berechnung und wirkungsweise von unbewehrten und bewehrten mineralischen tragschichten über punktund linienf?rmigen traggliedern[J]. Bauingenieur， 2002， (77)： 80－86.

[7] 費康，王軍軍，陳毅. 樁承式路堤土拱效應的試驗和數值研究[J]. 巖土力學， 2011， 32(7)： 1975－1983. FEI kang， WANG Junjun，CHEN Yi. Experimental and numerical studies of soil arching in piled embankment [J]. Rock and Soil Mechanics， 2011， 32(7)： 1975－1983.

[8] DAS B M. Shallow Foundations： Bearing Capacity and Settlement[M]. Boca Raton： CRC Press， 1999.

[9] LOW B K， TANG S K， CHOA V. Arching in piled embankments[J]. Journal of Geotechnical Engineering， 1994， 120(11)： 1917－1938.

[10] 曹衛平， 陳仁朋， 陳云敏. 樁承式加筋路堤土拱效應試驗研究[J]. 巖土工程學報， 2007， 29(3)： 436－441. CAO Wei-ping， CHEN Ren-peng， CHEN Yun-min. Experimental investigation on soil arching in piled reinforced embankments[J]. Chinese Journal of Geotechnical Engineering， 2007， 29(3)： 436－441.

[11] HANDY R L. The arch in soil arching[J]. Journal of Geotechnical Engineering， 1985， 111(3)： 302－318.

[12] HORGAN G J， SARSBY R W. The arching effect of soils over voids and piles incorporating geosynthetic reinforcement[C]//Proceedings of 7th International Conference on Geosynthetics Lisse： Swets & Zetilinger， 2003： 373－378.