豆紅強 李鵬宇 王 浩 聶文峰

(①福州大學紫金地質(zhì)與礦業(yè)學院，福州 350116，中國)

(②自然資源部丘陵山地地質(zhì)災害防治重點實驗室，福州 350002，中國)

(③中鐵二院昆明勘察設計研究院有限責任公司，昆明 650200，中國)

0 引 言

在我國西南山區(qū)或丘陵區(qū)，軟巖風化產(chǎn)物和地表有機物經(jīng)水流搬運沉積于地形低洼處，經(jīng)長期泡水軟化及微生物分解，形成了典型的山地型軟土。當前高等級鐵路、公路等逐步向西南山區(qū)延伸，由此在山地型軟弱地基上產(chǎn)生了大量高填方工程。此時，如何合理控制填方路堤荷載下軟弱地基的變形與其整體穩(wěn)定性一直是設計人員關(guān)注的焦點。

強夯碎石墩復合地基法又稱強夯置換墩法，因其具有設備簡易、工期短、施工簡單以及特別適用于處置飽和軟土(尤其是淤泥質(zhì)軟土)等優(yōu)點，已在山區(qū)公路、鐵路、機場等軟基處理中有所應用(龔曉南，2014；蔣鑫等，2015；陳建峰等，2019)。與此同時，眾多學者亦對其開展了相關(guān)研究，王宏祥等(2009)、董偉等(2009)依托海滿高速公路，結(jié)合數(shù)值分析探討了強夯碎石墩加固軟基的作用機制及其加固效果；曾慶軍等(2002)、羅嗣海等(2002)以及滕凱(2008)著重研究了強夯碎石墩的置換深度；魏蕓等(2011)則借助數(shù)值模擬細致剖析了強夯碎石墩復合地基的承載機理及其破壞過程；鄭凌逶等(2014)利用自行設計的強夯置換半模型箱研究了碎石墩的形成機制。上述研究及工程實踐表明，強夯碎石墩復合地基可有效解決軟基承載力不足及沉降過大的問題。

然而在實際工程中，經(jīng)碎石墩處治的軟弱路基，在路堤荷載作用下仍發(fā)生多起填方路堤失穩(wěn)的案例(曹衛(wèi)平等，2007；劉人瑜等，2014)。事實上，碎石墩作為一種典型的散體材料樁，其在路堤荷載下的不同位置表現(xiàn)出不同的變形特征，如鼓脹變形、刺入變形以及側(cè)向彎曲變形等。而已有研究表明，碎石樁墩的變形特征顯著影響其受荷模式與承載能力，如魏蕓等(2008)指出碎石墩體的側(cè)向變形直接影響墩間土的承載性能，進而影響其失穩(wěn)破壞模式；趙明華等(2014)基于室內(nèi)模型試驗證實了借助豎向土工加筋體可約束碎石樁的側(cè)向變形，進而有效提高其承載能力；Basack et al.(2017)則指出碎石墩復合地基的樁體應力比受其側(cè)向變形的顯著影響?？梢?，在評估路堤荷載下碎石墩復合地基的穩(wěn)定性時，有必要考慮不同位置墩體的變形特征。當前已有部分學者針對剛性樁復合地基探討了其變形特征(尤其是側(cè)向變形)對路堤失穩(wěn)破壞的影響(劉吉福等，2013；黃俊杰等，2018)，但對路堤荷載下碎石墩的變形特征與其路堤穩(wěn)定性的內(nèi)在關(guān)聯(lián)仍缺乏相應的研究。

為此，本文擬以某高速鐵路強夯碎石墩復合地基處治山地型軟土為工程背景，通過現(xiàn)場反饋、現(xiàn)場監(jiān)測數(shù)據(jù)并結(jié)合三維數(shù)值模型來剖析路堤荷載下強夯碎石墩的鼓脹變形與側(cè)向彎曲變形特征，進一步揭示不同位置碎石墩的受荷特性與其破壞模式。

1 工程概況與問題的提出

1.1 工程概況

表1 各土層物理力學參數(shù)Table 1 Physical and mechanical parameters of soil layers

該站點路基擬以高填方的形式(約21.6im)通過，由于其基底分布著厚度高達11.3im的淤泥質(zhì)土層，擬采用強夯碎石墩予以處治，其中碎石墩設計墩徑為1.5im，樁長12im，樁間距為3im，按三角形布樁。地基表面鋪設60icm厚的碎石墊層并夾屈服強度為80ikN·m-1的兩層土工格柵，路堤填土則選用《鐵路路基設計規(guī)范》(TB10001-2016)所規(guī)定的A、B組填料，并將其壓實度控制在90%以上。與此同時，在該斷面路堤兩側(cè)埋設兩個位移觀測樁，在路基中心線埋設一個沉降板。相應工程地質(zhì)剖面圖與監(jiān)測元件布置圖見圖1。

1.2 強夯碎石墩試樁與路堤滑移現(xiàn)象

為確定強夯碎石墩的適用性和處理效果，根據(jù)該強夯碎石墩加固工點情況，選取了一個20im×20im試驗區(qū)，如圖2所示。試樁夯擊能為6000ikN·m，夯錘直徑為1.25im，試樁以最后兩擊的夯沉量平均值小于100imm控制。通過對3根強夯碎石墩進行鉆芯檢測，平均鉆芯長度約為13.0im，進入持力層平均厚度約為1.1im。同時從碎石墩中心往外0.75im處鉆探，結(jié)果表明該位置處底部還存在1im左右的淤泥；從碎石墩中心往外1.5im處鉆探，結(jié)果表明該位置處底部還存在3～4im的淤泥。

另一方面，對樁間土進行靜力觸探，終止深度約為1.8im，實測的靜力觸探比貫入阻力隨貫入深度的分布規(guī)律如圖3所示。其中：靜力觸探比貫入阻力在深度1.8im處已達3.8iMPa。進一步地，基于《鐵路工程地質(zhì)原位測試規(guī)程》(TB10018-2003)并依托當?shù)亟?jīng)驗，靜力觸探比貫入阻力與基本承載力之間的經(jīng)驗公式為：

σ0=0.112ps+5

(1)

式中：σ0為基本承載力(kPa)；ps為靜力觸探比貫入阻力(kPa)。則終止位置基本承載力約為430ikPa，表明在此深度范圍內(nèi)，樁間土已基本被碎石置換。同時，又通過挖掘試樁區(qū)角部(樁中心向外5～6im)，發(fā)現(xiàn)地表以下5im范圍內(nèi)基本被碎石置換。上述現(xiàn)場檢測結(jié)果表明：碎石墩大致呈現(xiàn)出上大下小的形狀，底部樁徑小于設計直徑1.5im。

進一步地，對1-2、1-3、1-4 3根試樁進行了動力觸探試驗，其錘擊數(shù)與貫入深度分布規(guī)律如圖4所示。又根據(jù)當?shù)亟?jīng)驗，重型動力觸探擊數(shù)/10icm與承載力的經(jīng)驗公式為：

σ0=78.5N63.5+30

(2)

式中：N63.5為重型動力觸探擊數(shù)/10icm。由此可知，3根樁分別于距樁頂1.5im、1.6im、1.9im處的承載力達到1930ikPa、1670ikPa、1930ikPa。同時，對1-7、1-10、2-5 3根碎石墩進行了復合地基載荷板試驗，檢測結(jié)果表明該段地基極限承載力大于360ikPa。上述試樁結(jié)果均表明強夯碎石墩具有良好的加固效果。

但遺憾的是，在路堤填筑至18im左右且即將開始最后一級填筑時，路堤表面逐漸出現(xiàn)多條裂縫，如圖5所示。這些跡象表明高填方路堤發(fā)生了側(cè)向滑移，但難以判定該滑移是發(fā)生在路基填方中的側(cè)滑，還是因為其下的軟基加固不足而產(chǎn)生的深層滑移，進而致使設計人員難以采取合適的補救措施。同時，國內(nèi)外眾多學者又指出碎石樁的側(cè)向變形顯著影響其承載特性和破壞模式，進而影響填方路堤的失穩(wěn)模式(魏蕓等，2011；Hanna et al.，2013；Basack et al.，2017)。因此，有必要依托該高填方工程開展相關(guān)研究，以期弄清該路堤發(fā)生側(cè)向滑移的原因，并進一步深入探討高填方荷載下不同位置的強夯碎石墩側(cè)向變形與受荷機制。

2 數(shù)值建模

2.1 幾何模型及邊界條件

為簡化計算模型，考慮其對稱性選取圖1所示剖面的右側(cè)區(qū)域建立數(shù)值模型；為消除邊界條件的影響，計算區(qū)域長度應不小于填土中最長土工格柵(38im)長度的2倍。同時，考慮到人工填土層與粗圓礫土層的厚度較小，對模型計算結(jié)果影響有限，為簡便起見，在此對其忽略。此時，根據(jù)場地工程地質(zhì)條件及布樁特征，現(xiàn)選取試驗段中典型三維條形區(qū)域(200im(長)×60im(深)×2.6im(寬))作為該數(shù)值模型的計算區(qū)域。模型中前后布置兩排半樁共78.5 根，樁間距為3im，相應的計算模型及其網(wǎng)格如圖6所示。其中：采用M3D4膜單元來模擬土工格柵，地基土采用C3D8P單元以模擬填筑與工后的固結(jié)變形，樁、路堤填土以及碎石墊層則采用C3D8R單元?？紤]到薄膜狀的土工格柵與褥墊層中的碎石填料存在嵌鎖作用，筋土間的接觸采用Embedded Region方式(豆紅強等，2020)。模型中考慮地基土體的排水固結(jié)，將原始地表面設置為排水面邊界。

2.2 計算模型及參數(shù)

地基土采用經(jīng)典的Mohr-Coulomb本構(gòu)模型，其計算參數(shù)可根據(jù)表1中的參數(shù)換算取得。其中淤泥質(zhì)土、粉質(zhì)黏土的彈性模量E則依據(jù)其與壓縮模量的關(guān)系：E=(1.5～3.5)Es予以確定，本文經(jīng)試算后取E=2.0Es。填料和碎石墩同樣采用Mohr-Coulomb模型，其參數(shù)結(jié)合當?shù)亟?jīng)驗和借鑒先前研究予以確定(Han，2014)，土工格柵則采用線彈性模型。另一方面，若在模型中考慮強夯碎石墩復合地基的固結(jié)特性，則需模擬樁及樁間土的真實滲透特性。而本文所建模型較為復雜，且包含79根強夯碎石墩，若要如此處理，則需在樁土界面處設置排水邊界，由此將產(chǎn)生巨大的計算規(guī)模，甚至出現(xiàn)不收斂情況。為此，借鑒復合地基等效滲透系數(shù)的概念(畢佳蕾等，2017)，以此代替碎石樁及其樁間土的綜合滲透特性，如式(3)所示。

Ksp=mKp+(1-m)Ks

(3)

式中：Ksp為復合地基的等效滲透系數(shù)；Ks為樁間土滲透系數(shù)；Kp為碎石墩滲透系數(shù)；m為面積置換率。綜上所述，計算模型所需參數(shù)如表2所示。

表2 計算參數(shù)Table 2 Calculating parameters

3 計算結(jié)果分析

3.1 數(shù)值模型的驗證

初始地應力是巖土工程數(shù)值模擬時必需考慮的重要因素。為此，利用ABAQUS自平衡法生成該數(shù)值模型的初始應力場，如圖7所示。由圖可知，其豎向應力基本呈線性分布，而其豎向位移的數(shù)量級處于10-9m。也即是說，經(jīng)地應力平衡后，獲得一個存在初始應力而無初始應變的狀態(tài)。

為驗證計算參數(shù)的合理性，首先根據(jù)復合地基載荷板試驗，建立了以位移為加載控制變量的單樁復合地基承載力的二維數(shù)值模型，圖8即給出了單樁強夯碎石墩復合地基荷載-沉降曲線的現(xiàn)場監(jiān)測數(shù)據(jù)與數(shù)值計算結(jié)果。由圖可知，兩者總體變化趨勢基本一致，由數(shù)值模型所得的復合地基極限承載力約為390ikPa，僅大于載荷板試驗所得結(jié)果的8.33%。

進一步地，借助前述所建路堤荷載下強夯碎石墩復合地基的三維數(shù)值模型(圖6)與路基中心點處的沉降板(累積監(jiān)測243id)，圖9給出了路基中心點處的沉降變形隨堆載高度的變化趨勢。由圖可知，在堆載過程中，路基中心點處的沉降值的計算結(jié)果與實測結(jié)果整體上均表現(xiàn)為近似線性增長，且沉降值相差不大。另一方面，樁土應力比可反映樁和樁間土荷載分擔的情況。圖10即為路堤施工5ia后不同位置下強夯碎石墩的樁土應力變化曲線，其值基本在2.8附近波動。該值較傳統(tǒng)碎石樁復合地基的樁土應力比(一般為3.0～4.0左右)偏小(韓杰等，1993)，但這是由于本文所研究強夯碎石墩的樁徑較大且樁土置換率較高的緣故。綜上可見，本文數(shù)值模型和所取參數(shù)基本合理，整體上可反映路堤荷載作用下強夯碎石墩的變形和力學行為。

3.2 鼓脹變形規(guī)律

樁體的鼓脹破壞是碎石樁復合地基的常見破壞形式，尤其是當上部荷載較大時，淺層的樁周土難以提供有效的側(cè)向約束，極易引起上部樁體發(fā)生徑向變形。為研究高填方路堤下大直徑碎石墩的鼓脹變形特征，定義η為鼓脹率：

(4)

其中：d為強夯碎石墩設計直徑；d′為填筑完成后強夯碎石墩直徑。

選取路堤中心處(35#、40#墩體)、路堤坡腳處(4#墩體)以及15#、17#墩體，分別提取其鼓脹變形段所對應的最大鼓脹率及其對應的埋深，并對其進行歸一化處理，結(jié)果如圖11所示。同時圖11還給出了張玲(2012)基于雙向增強復合地基室內(nèi)模型試驗所得的碎石樁鼓脹變形實測值和趙明華等(2017)利用樁身荷載傳遞規(guī)律所得的柔性基礎(chǔ)下碎石樁鼓脹變形的計算值。盡管前述研究與本文實際工況有一定差別，但研究對象與其受荷特征基本一致，對研究成果也進行了歸一化處理。由圖可知，高填方路堤荷載下不同位置的強夯碎石墩最大鼓脹率顯著不同，其中路堤坡腳處墩體(4#)的最小，其鼓脹率僅為0.13%；而15#與17#墩體的鼓脹率最大，且與趙明華等(2017)的計算值和張玲(2012)的實測值相差無幾。與此同時，強夯碎石墩的最大鼓脹變形形成區(qū)域也主要集中在樁端1～2倍樁直徑范圍內(nèi)，這與先前研究所得結(jié)論均較為一致。

進一步地，為詳細探討高填方路堤荷載下不同位置強夯碎石墩的鼓脹率，圖12給出了不同位置下碎石墩最大鼓脹率與其對應樁號的變化曲線。由圖可知，該強夯碎石墩的鼓脹變形區(qū)主要集中在路堤中線至路堤坡肩范圍內(nèi)，尤其在20#樁至15#樁之間的區(qū)域內(nèi)，其鼓脹變形最為顯著，最大鼓脹率高達0.75%左右；而在坡肩至坡腳的范圍內(nèi)，其墩體鼓脹率呈線性迅速降低，尤其是坡腳處的碎石墩甚至不產(chǎn)生鼓脹變形。

3.3 側(cè)向彎曲變形規(guī)律

為研究路堤荷載作用下大直徑強夯碎石墩的側(cè)向變形規(guī)律，圖13首先給出了路堤填筑完成后3#墩體樁身側(cè)向變形沿深度的變形示意圖。事實上，該側(cè)向變形特征與先前學者研究成果基本一致，即在路堤荷載下不論是柔性樁復合地基還是剛性樁復合地基的樁身側(cè)向變形曲線大都沿地基深度近似呈“弓形”分布，且其最大側(cè)向位移并非發(fā)生在地基表面。另一方面，先前研究也已證實路堤荷載作用下沿路堤中心至路堤坡腳的碎石樁，其側(cè)向變形逐漸增大，其側(cè)向變形彎曲特征亦愈發(fā)顯著(陳建峰等，2018)，進而顯著影響其承載特性。但目前卻鮮有研究對碎石墩側(cè)向變形的彎曲程度予以量化，為此，本文基于墩體樁身側(cè)向變形的典型特征曲線(圖13)，令其樁頂與樁端兩點首尾相連，即為線段AB，進而求解其與樁中心軸線的最大水平位移差Δmax，以此來描述該大直徑強夯碎石墩側(cè)向變形的彎曲程度，則：

(5)

式中：Δmax為所求樁的最大側(cè)向彎曲變形值；sz為樁深z處的樁體側(cè)向位移；uA和uB分別為樁頂和樁端處的側(cè)向位移；l為樁長；z為對應的樁體埋深。

圖14即反映了路堤填筑完成后各強夯碎石墩的側(cè)向彎曲變形的發(fā)展規(guī)律。如圖可知，沿著路堤中心至路堤坡腳，其墩體的Δmax逐漸增加，其增長規(guī)律可近似地采用三段線予以描述，其中17#墩體和2#墩體為該三折線的兩個拐點。具體來說，40#～17#墩體的側(cè)向彎曲變形隨著距路堤中心距離的增加而緩慢增加，但該區(qū)間碎石墩的側(cè)向彎曲變形量整體上仍較??；而在17#～2#墩體所在的范圍內(nèi)，其側(cè)向彎曲變形開始迅速發(fā)展，尤其是2#墩體的側(cè)向彎曲變形驟然增加，這是由于1#墩體無上覆路堤荷載，亦無土工格柵對其約束。

3.4 路堤塑性區(qū)發(fā)展及其失穩(wěn)模式

路堤荷載作用下強夯碎石墩的鼓脹變形和側(cè)向彎曲變形如若持續(xù)發(fā)展將最終致使填方路堤出現(xiàn)整體失穩(wěn)，圖15a首先給出了路堤堆載完成后的塑性區(qū)分布云圖，由圖可知，路堤坡腳處的下半段碎石墩以及路堤坡肩范圍內(nèi)的墩體受剪力作用率先進入塑性屈服狀態(tài)，同時因其側(cè)向變形的發(fā)展致使路堤表面產(chǎn)生裂縫(圖5)。圖15b則為基于有限元強度折減法所得的路堤塑性區(qū)分布云圖，較圖15a可知，隨著路堤坡腳處墩體的失效，強夯碎石墩復合地基的塑性區(qū)域繼續(xù)發(fā)展，內(nèi)部相鄰墩體相繼發(fā)生屈服剪切破壞，至此，坡腳位置下半部墩體形成一集中的塑性屈服破壞區(qū)；同時，坡肩范圍內(nèi)的碎石墩以及上覆填土中的塑性區(qū)域也迅速開展，兩者與坡腳處的塑性區(qū)連接貫通，最終導致路堤的整體失穩(wěn)滑移。而由有限元強度折減法所得的安全系數(shù)約為1.175左右，并不能滿足《鐵路路基設計規(guī)范》(TB10001-2016)的要求。綜上可知，路堤表面所出現(xiàn)的多條裂縫表明該高填方路堤因碎石墩剪切破壞已發(fā)生深層滑移。

4 討 論

4.1 變形機制分析

事實上，路堤荷載下不同位置強夯碎石墩的鼓脹變形與側(cè)向彎曲變形可直接反映其受荷特性。以路堤中心處的碎石墩為例，直觀上講，因其主要承擔豎向路堤荷載，由此產(chǎn)生的鼓脹變形量理應最大。但由圖11和圖12可知，隨著距路堤中心距離的增加，強夯碎石墩墩體的最大鼓脹變形呈現(xiàn)出先少許降低，而后又快速增加，最后又驟然下降的趨勢，且其最大鼓脹變形發(fā)生于17#墩體。為闡釋這一現(xiàn)象，由圖15可知，17#墩體恰好是因剪力作用而率先進入塑性屈服狀態(tài)的，且在有限元強度折減階段，17#墩體所處位置又恰好為填方路堤與軟弱路基塑性區(qū)貫通交界處，即強夯碎石墩復合地基潛在滑裂面的剪入口。此時，可推斷17#與其附近墩體的鼓脹變形應由兩部分組成：由上覆路堤荷載所產(chǎn)生的壓縮鼓脹和路堤側(cè)滑所產(chǎn)生的滑動剪切鼓脹。而由圖14可知，17#墩體又是描述碎石墩側(cè)向彎曲變形的三折線中的重要拐點?？梢姡?7#與其附近墩體為路堤穩(wěn)定控制的關(guān)鍵構(gòu)件。

另一方面，由圖11可知，本文計算所得的路堤中心處以及路堤坡腳處的強夯碎石墩鼓脹變形遠小于張玲(2012)的實測值與趙明華等(2017)的計算值，而15#與17#墩體的最大鼓脹變形量又與上述值相接近。這是由于上述實測值和計算值均是基于碎石樁處于承載極限狀態(tài)所得的，而本文強夯碎石墩復合地基的承載力已滿足設計要求(圖8)，也即是路堤中心處的碎石墩并未達到承載極限狀態(tài)，不會發(fā)生壓縮鼓脹破壞。綜上所述，可大致確定路堤荷載下不同區(qū)域大直徑強夯碎石墩的變形示意圖及其產(chǎn)生機理，如圖16所示。

4.2 工程補救措施

至此，本文已基本弄清路堤表面出現(xiàn)裂縫的原因，即軟弱地基中強夯碎石墩的滑動剪切破壞致使該高填方路堤發(fā)生深層滑移所產(chǎn)生的拉裂縫。基于路堤失穩(wěn)后的補勘工程資料，采取的處理措施主要是于坡腳處增設了一排側(cè)向約束樁，其截面尺寸為1.75im×2.5im，長24im，且樁間距為6im，如圖17所示。經(jīng)驗算，其安全系數(shù)約為1.30，滿足規(guī)范要求，且后期反饋效果良好。

同時有必要指出的是，碎石墩作為一種散體材料樁，因其無黏結(jié)強度，難以為路基提供抗滑阻力，因此，其在處治“山地型”軟土時(尤其對軟基下伏傾斜基巖面的工況)，應配合其他加固措施以確保高填方路堤的整體穩(wěn)定性，如采用可提高關(guān)鍵樁抗彎能力的剛?cè)峤M合式復合地基、增設側(cè)向約束樁或聯(lián)合抗滑樁等。

5 結(jié) 論

以采用強夯碎石墩處治“山地型”軟弱路基的某高速鐵路站點的高填方工程為依托，細致剖析了強夯碎石墩的變形特征及高填方路堤的失穩(wěn)原因，得到以下結(jié)論：

(1)通過對比由現(xiàn)場實測與三維數(shù)值模型所得的強夯碎石墩復合地基承載力、路堤沉降以及樁土應力比等指標，證實本文所建立的數(shù)值模型可整體描述路堤荷載作用下強夯碎石墩復合地基的變形特征與其力學行為。

(2)路堤荷載下不同位置碎石墩的鼓脹變形主要由上覆路堤荷載所產(chǎn)生壓縮鼓脹和路堤側(cè)滑所產(chǎn)生滑動剪切鼓脹所組成。其中：位于強夯碎石墩復合地基潛在滑裂面剪入口附近墩體(如17#)的鼓脹變形量最大，且其鼓脹變形以路堤滑移引起的剪切鼓脹變形為主。同時，沿路堤中心線向外不同位置的強夯碎石墩墩體的最大側(cè)向彎曲變形的發(fā)展規(guī)律近似呈三段線模式，17#墩體為其側(cè)向彎曲變形開始陡增的重要拐點，表明17#與其附近墩體為路堤側(cè)向變形與穩(wěn)定控制的關(guān)鍵構(gòu)件。

(3)路堤填筑過程中所出現(xiàn)的數(shù)條裂縫可能是由于強夯碎石墩的剪切破壞而致使路堤整體失穩(wěn)滑移所引起的。為確保工程安全，最終在坡腳處布設一排剛度較大的側(cè)向約束樁，且后期效果良好。建議在采用散體材料樁復合地基處治“山地型”軟弱地基時，應配合其他加固措施。

(4)碎石墩的變形特征顯著影響其受荷特性，但當前相關(guān)碎石墩復合地基的設計理論尚未對其考慮，如計算極限承載力時忽略其鼓脹變形的影響，計算穩(wěn)定性時則采用復合抗剪強度理論忽略墩體自身變形的影響。而這些都有待進一步的研究。