强夯碎石墩处治“山地型”软土路基的变形特征研究*

豆红强 李鹏宇 王 浩 聂文峰

(①福州大学紫金地质与矿业学院，福州 350116，中国)

(②自然资源部丘陵山地地质灾害防治重点实验室，福州 350002，中国)

(③中铁二院昆明勘察设计研究院有限责任公司，昆明 650200，中国)

0 引 言

在我国西南山区或丘陵区，软岩风化产物和地表有机物经水流搬运沉积于地形低洼处，经长期泡水软化及微生物分解，形成了典型的山地型软土。当前高等级铁路、公路等逐步向西南山区延伸，由此在山地型软弱地基上产生了大量高填方工程。此时，如何合理控制填方路堤荷载下软弱地基的变形与其整体稳定性一直是设计人员关注的焦点。

强夯碎石墩复合地基法又称强夯置换墩法，因其具有设备简易、工期短、施工简单以及特别适用于处置饱和软土(尤其是淤泥质软土)等优点，已在山区公路、铁路、机场等软基处理中有所应用(龚晓南，2014；蒋鑫等，2015；陈建峰等，2019)。与此同时，众多学者亦对其开展了相关研究，王宏祥等(2009)、董伟等(2009)依托海满高速公路，结合数值分析探讨了强夯碎石墩加固软基的作用机制及其加固效果；曾庆军等(2002)、罗嗣海等(2002)以及滕凯(2008)着重研究了强夯碎石墩的置换深度；魏芸等(2011)则借助数值模拟细致剖析了强夯碎石墩复合地基的承载机理及其破坏过程；郑凌逶等(2014)利用自行设计的强夯置换半模型箱研究了碎石墩的形成机制。上述研究及工程实践表明，强夯碎石墩复合地基可有效解决软基承载力不足及沉降过大的问题。

然而在实际工程中，经碎石墩处治的软弱路基，在路堤荷载作用下仍发生多起填方路堤失稳的案例(曹卫平等，2007；刘人瑜等，2014)。事实上，碎石墩作为一种典型的散体材料桩，其在路堤荷载下的不同位置表现出不同的变形特征，如鼓胀变形、刺入变形以及侧向弯曲变形等。而已有研究表明，碎石桩墩的变形特征显著影响其受荷模式与承载能力，如魏芸等(2008)指出碎石墩体的侧向变形直接影响墩间土的承载性能，进而影响其失稳破坏模式；赵明华等(2014)基于室内模型试验证实了借助竖向土工加筋体可约束碎石桩的侧向变形，进而有效提高其承载能力；Basack et al.(2017)则指出碎石墩复合地基的桩体应力比受其侧向变形的显著影响。可见，在评估路堤荷载下碎石墩复合地基的稳定性时，有必要考虑不同位置墩体的变形特征。当前已有部分学者针对刚性桩复合地基探讨了其变形特征(尤其是侧向变形)对路堤失稳破坏的影响(刘吉福等，2013；黄俊杰等，2018)，但对路堤荷载下碎石墩的变形特征与其路堤稳定性的内在关联仍缺乏相应的研究。

为此，本文拟以某高速铁路强夯碎石墩复合地基处治山地型软土为工程背景，通过现场反馈、现场监测数据并结合三维数值模型来剖析路堤荷载下强夯碎石墩的鼓胀变形与侧向弯曲变形特征，进一步揭示不同位置碎石墩的受荷特性与其破坏模式。

1 工程概况与问题的提出

1.1 工程概况

表1 各土层物理力学参数Table 1 Physical and mechanical parameters of soil layers

该站点路基拟以高填方的形式(约21.6im)通过，由于其基底分布着厚度高达11.3im的淤泥质土层，拟采用强夯碎石墩予以处治，其中碎石墩设计墩径为1.5im，桩长12im，桩间距为3im，按三角形布桩。地基表面铺设60icm厚的碎石垫层并夹屈服强度为80ikN·m-1的两层土工格栅，路堤填土则选用《铁路路基设计规范》(TB10001-2016)所规定的A、B组填料，并将其压实度控制在90%以上。与此同时，在该断面路堤两侧埋设两个位移观测桩，在路基中心线埋设一个沉降板。相应工程地质剖面图与监测元件布置图见图1。

1.2 强夯碎石墩试桩与路堤滑移现象

为确定强夯碎石墩的适用性和处理效果，根据该强夯碎石墩加固工点情况，选取了一个20im×20im试验区，如图2所示。试桩夯击能为6000ikN·m，夯锤直径为1.25im，试桩以最后两击的夯沉量平均值小于100imm控制。通过对3根强夯碎石墩进行钻芯检测，平均钻芯长度约为13.0im，进入持力层平均厚度约为1.1im。同时从碎石墩中心往外0.75im处钻探，结果表明该位置处底部还存在1im左右的淤泥；从碎石墩中心往外1.5im处钻探，结果表明该位置处底部还存在3～4im的淤泥。

另一方面，对桩间土进行静力触探，终止深度约为1.8im，实测的静力触探比贯入阻力随贯入深度的分布规律如图3所示。其中：静力触探比贯入阻力在深度1.8im处已达3.8iMPa。进一步地，基于《铁路工程地质原位测试规程》(TB10018-2003)并依托当地经验，静力触探比贯入阻力与基本承载力之间的经验公式为：

σ0=0.112ps+5

(1)

式中：σ0为基本承载力(kPa)；ps为静力触探比贯入阻力(kPa)。则终止位置基本承载力约为430ikPa，表明在此深度范围内，桩间土已基本被碎石置换。同时，又通过挖掘试桩区角部(桩中心向外5～6im)，发现地表以下5im范围内基本被碎石置换。上述现场检测结果表明：碎石墩大致呈现出上大下小的形状，底部桩径小于设计直径1.5im。

进一步地，对1-2、1-3、1-4 3根试桩进行了动力触探试验，其锤击数与贯入深度分布规律如图4所示。又根据当地经验，重型动力触探击数/10icm与承载力的经验公式为：

σ0=78.5N63.5+30

(2)

式中：N63.5为重型动力触探击数/10icm。由此可知，3根桩分别于距桩顶1.5im、1.6im、1.9im处的承载力达到1930ikPa、1670ikPa、1930ikPa。同时，对1-7、1-10、2-5 3根碎石墩进行了复合地基载荷板试验，检测结果表明该段地基极限承载力大于360ikPa。上述试桩结果均表明强夯碎石墩具有良好的加固效果。

但遗憾的是，在路堤填筑至18im左右且即将开始最后一级填筑时，路堤表面逐渐出现多条裂缝，如图5所示。这些迹象表明高填方路堤发生了侧向滑移，但难以判定该滑移是发生在路基填方中的侧滑，还是因为其下的软基加固不足而产生的深层滑移，进而致使设计人员难以采取合适的补救措施。同时，国内外众多学者又指出碎石桩的侧向变形显著影响其承载特性和破坏模式，进而影响填方路堤的失稳模式(魏芸等，2011；Hanna et al.，2013；Basack et al.，2017)。因此，有必要依托该高填方工程开展相关研究，以期弄清该路堤发生侧向滑移的原因，并进一步深入探讨高填方荷载下不同位置的强夯碎石墩侧向变形与受荷机制。

2 数值建模

2.1 几何模型及边界条件

为简化计算模型，考虑其对称性选取图1所示剖面的右侧区域建立数值模型；为消除边界条件的影响，计算区域长度应不小于填土中最长土工格栅(38im)长度的2倍。同时，考虑到人工填土层与粗圆砾土层的厚度较小，对模型计算结果影响有限，为简便起见，在此对其忽略。此时，根据场地工程地质条件及布桩特征，现选取试验段中典型三维条形区域(200im(长)×60im(深)×2.6im(宽))作为该数值模型的计算区域。模型中前后布置两排半桩共78.5 根，桩间距为3im，相应的计算模型及其网格如图6所示。其中：采用M3D4膜单元来模拟土工格栅，地基土采用C3D8P单元以模拟填筑与工后的固结变形，桩、路堤填土以及碎石垫层则采用C3D8R单元。考虑到薄膜状的土工格栅与褥垫层中的碎石填料存在嵌锁作用，筋土间的接触采用Embedded Region方式(豆红强等，2020)。模型中考虑地基土体的排水固结，将原始地表面设置为排水面边界。

2.2 计算模型及参数

地基土采用经典的Mohr-Coulomb本构模型，其计算参数可根据表1中的参数换算取得。其中淤泥质土、粉质黏土的弹性模量E则依据其与压缩模量的关系：E=(1.5～3.5)Es予以确定，本文经试算后取E=2.0Es。填料和碎石墩同样采用Mohr-Coulomb模型，其参数结合当地经验和借鉴先前研究予以确定(Han，2014)，土工格栅则采用线弹性模型。另一方面，若在模型中考虑强夯碎石墩复合地基的固结特性，则需模拟桩及桩间土的真实渗透特性。而本文所建模型较为复杂，且包含79根强夯碎石墩，若要如此处理，则需在桩土界面处设置排水边界，由此将产生巨大的计算规模，甚至出现不收敛情况。为此，借鉴复合地基等效渗透系数的概念(毕佳蕾等，2017)，以此代替碎石桩及其桩间土的综合渗透特性，如式(3)所示。

Ksp=mKp+(1-m)Ks

(3)

式中：Ksp为复合地基的等效渗透系数；Ks为桩间土渗透系数；Kp为碎石墩渗透系数；m为面积置换率。综上所述，计算模型所需参数如表2所示。

表2 计算参数Table 2 Calculating parameters

3 计算结果分析

3.1 数值模型的验证

初始地应力是岩土工程数值模拟时必需考虑的重要因素。为此，利用ABAQUS自平衡法生成该数值模型的初始应力场，如图7所示。由图可知，其竖向应力基本呈线性分布，而其竖向位移的数量级处于10-9m。也即是说，经地应力平衡后，获得一个存在初始应力而无初始应变的状态。

为验证计算参数的合理性，首先根据复合地基载荷板试验，建立了以位移为加载控制变量的单桩复合地基承载力的二维数值模型，图8即给出了单桩强夯碎石墩复合地基荷载-沉降曲线的现场监测数据与数值计算结果。由图可知，两者总体变化趋势基本一致，由数值模型所得的复合地基极限承载力约为390ikPa，仅大于载荷板试验所得结果的8.33%。

进一步地，借助前述所建路堤荷载下强夯碎石墩复合地基的三维数值模型(图6)与路基中心点处的沉降板(累积监测243id)，图9给出了路基中心点处的沉降变形随堆载高度的变化趋势。由图可知，在堆载过程中，路基中心点处的沉降值的计算结果与实测结果整体上均表现为近似线性增长，且沉降值相差不大。另一方面，桩土应力比可反映桩和桩间土荷载分担的情况。图10即为路堤施工5ia后不同位置下强夯碎石墩的桩土应力变化曲线，其值基本在2.8附近波动。该值较传统碎石桩复合地基的桩土应力比(一般为3.0～4.0左右)偏小(韩杰等，1993)，但这是由于本文所研究强夯碎石墩的桩径较大且桩土置换率较高的缘故。综上可见，本文数值模型和所取参数基本合理，整体上可反映路堤荷载作用下强夯碎石墩的变形和力学行为。

3.2 鼓胀变形规律

桩体的鼓胀破坏是碎石桩复合地基的常见破坏形式，尤其是当上部荷载较大时，浅层的桩周土难以提供有效的侧向约束，极易引起上部桩体发生径向变形。为研究高填方路堤下大直径碎石墩的鼓胀变形特征，定义η为鼓胀率：

(4)

其中：d为强夯碎石墩设计直径；d′为填筑完成后强夯碎石墩直径。

选取路堤中心处(35#、40#墩体)、路堤坡脚处(4#墩体)以及15#、17#墩体，分别提取其鼓胀变形段所对应的最大鼓胀率及其对应的埋深，并对其进行归一化处理，结果如图11所示。同时图11还给出了张玲(2012)基于双向增强复合地基室内模型试验所得的碎石桩鼓胀变形实测值和赵明华等(2017)利用桩身荷载传递规律所得的柔性基础下碎石桩鼓胀变形的计算值。尽管前述研究与本文实际工况有一定差别，但研究对象与其受荷特征基本一致，对研究成果也进行了归一化处理。由图可知，高填方路堤荷载下不同位置的强夯碎石墩最大鼓胀率显著不同，其中路堤坡脚处墩体(4#)的最小，其鼓胀率仅为0.13%；而15#与17#墩体的鼓胀率最大，且与赵明华等(2017)的计算值和张玲(2012)的实测值相差无几。与此同时，强夯碎石墩的最大鼓胀变形形成区域也主要集中在桩端1～2倍桩直径范围内，这与先前研究所得结论均较为一致。

进一步地，为详细探讨高填方路堤荷载下不同位置强夯碎石墩的鼓胀率，图12给出了不同位置下碎石墩最大鼓胀率与其对应桩号的变化曲线。由图可知，该强夯碎石墩的鼓胀变形区主要集中在路堤中线至路堤坡肩范围内，尤其在20#桩至15#桩之间的区域内，其鼓胀变形最为显著，最大鼓胀率高达0.75%左右；而在坡肩至坡脚的范围内，其墩体鼓胀率呈线性迅速降低，尤其是坡脚处的碎石墩甚至不产生鼓胀变形。

3.3 侧向弯曲变形规律

为研究路堤荷载作用下大直径强夯碎石墩的侧向变形规律，图13首先给出了路堤填筑完成后3#墩体桩身侧向变形沿深度的变形示意图。事实上，该侧向变形特征与先前学者研究成果基本一致，即在路堤荷载下不论是柔性桩复合地基还是刚性桩复合地基的桩身侧向变形曲线大都沿地基深度近似呈“弓形”分布，且其最大侧向位移并非发生在地基表面。另一方面，先前研究也已证实路堤荷载作用下沿路堤中心至路堤坡脚的碎石桩，其侧向变形逐渐增大，其侧向变形弯曲特征亦愈发显著(陈建峰等，2018)，进而显著影响其承载特性。但目前却鲜有研究对碎石墩侧向变形的弯曲程度予以量化，为此，本文基于墩体桩身侧向变形的典型特征曲线(图13)，令其桩顶与桩端两点首尾相连，即为线段AB，进而求解其与桩中心轴线的最大水平位移差Δmax，以此来描述该大直径强夯碎石墩侧向变形的弯曲程度，则：

(5)

式中：Δmax为所求桩的最大侧向弯曲变形值；sz为桩深z处的桩体侧向位移；uA和uB分别为桩顶和桩端处的侧向位移；l为桩长；z为对应的桩体埋深。

图14即反映了路堤填筑完成后各强夯碎石墩的侧向弯曲变形的发展规律。如图可知，沿着路堤中心至路堤坡脚，其墩体的Δmax逐渐增加，其增长规律可近似地采用三段线予以描述，其中17#墩体和2#墩体为该三折线的两个拐点。具体来说，40#～17#墩体的侧向弯曲变形随着距路堤中心距离的增加而缓慢增加，但该区间碎石墩的侧向弯曲变形量整体上仍较小；而在17#～2#墩体所在的范围内，其侧向弯曲变形开始迅速发展，尤其是2#墩体的侧向弯曲变形骤然增加，这是由于1#墩体无上覆路堤荷载，亦无土工格栅对其约束。

3.4 路堤塑性区发展及其失稳模式

路堤荷载作用下强夯碎石墩的鼓胀变形和侧向弯曲变形如若持续发展将最终致使填方路堤出现整体失稳，图15a首先给出了路堤堆载完成后的塑性区分布云图，由图可知，路堤坡脚处的下半段碎石墩以及路堤坡肩范围内的墩体受剪力作用率先进入塑性屈服状态，同时因其侧向变形的发展致使路堤表面产生裂缝(图5)。图15b则为基于有限元强度折减法所得的路堤塑性区分布云图，较图15a可知，随着路堤坡脚处墩体的失效，强夯碎石墩复合地基的塑性区域继续发展，内部相邻墩体相继发生屈服剪切破坏，至此，坡脚位置下半部墩体形成一集中的塑性屈服破坏区；同时，坡肩范围内的碎石墩以及上覆填土中的塑性区域也迅速开展，两者与坡脚处的塑性区连接贯通，最终导致路堤的整体失稳滑移。而由有限元强度折减法所得的安全系数约为1.175左右，并不能满足《铁路路基设计规范》(TB10001-2016)的要求。综上可知，路堤表面所出现的多条裂缝表明该高填方路堤因碎石墩剪切破坏已发生深层滑移。

4 讨 论

4.1 变形机制分析

事实上，路堤荷载下不同位置强夯碎石墩的鼓胀变形与侧向弯曲变形可直接反映其受荷特性。以路堤中心处的碎石墩为例，直观上讲，因其主要承担竖向路堤荷载，由此产生的鼓胀变形量理应最大。但由图11和图12可知，随着距路堤中心距离的增加，强夯碎石墩墩体的最大鼓胀变形呈现出先少许降低，而后又快速增加，最后又骤然下降的趋势，且其最大鼓胀变形发生于17#墩体。为阐释这一现象，由图15可知，17#墩体恰好是因剪力作用而率先进入塑性屈服状态的，且在有限元强度折减阶段，17#墩体所处位置又恰好为填方路堤与软弱路基塑性区贯通交界处，即强夯碎石墩复合地基潜在滑裂面的剪入口。此时，可推断17#与其附近墩体的鼓胀变形应由两部分组成：由上覆路堤荷载所产生的压缩鼓胀和路堤侧滑所产生的滑动剪切鼓胀。而由图14可知，17#墩体又是描述碎石墩侧向弯曲变形的三折线中的重要拐点。可见，17#与其附近墩体为路堤稳定控制的关键构件。

另一方面，由图11可知，本文计算所得的路堤中心处以及路堤坡脚处的强夯碎石墩鼓胀变形远小于张玲(2012)的实测值与赵明华等(2017)的计算值，而15#与17#墩体的最大鼓胀变形量又与上述值相接近。这是由于上述实测值和计算值均是基于碎石桩处于承载极限状态所得的，而本文强夯碎石墩复合地基的承载力已满足设计要求(图8)，也即是路堤中心处的碎石墩并未达到承载极限状态，不会发生压缩鼓胀破坏。综上所述，可大致确定路堤荷载下不同区域大直径强夯碎石墩的变形示意图及其产生机理，如图16所示。

4.2 工程补救措施

至此，本文已基本弄清路堤表面出现裂缝的原因，即软弱地基中强夯碎石墩的滑动剪切破坏致使该高填方路堤发生深层滑移所产生的拉裂缝。基于路堤失稳后的补勘工程资料，采取的处理措施主要是于坡脚处增设了一排侧向约束桩，其截面尺寸为1.75im×2.5im，长24im，且桩间距为6im，如图17所示。经验算，其安全系数约为1.30，满足规范要求，且后期反馈效果良好。

同时有必要指出的是，碎石墩作为一种散体材料桩，因其无黏结强度，难以为路基提供抗滑阻力，因此，其在处治“山地型”软土时(尤其对软基下伏倾斜基岩面的工况)，应配合其他加固措施以确保高填方路堤的整体稳定性，如采用可提高关键桩抗弯能力的刚柔组合式复合地基、增设侧向约束桩或联合抗滑桩等。

5 结 论

以采用强夯碎石墩处治“山地型”软弱路基的某高速铁路站点的高填方工程为依托，细致剖析了强夯碎石墩的变形特征及高填方路堤的失稳原因，得到以下结论：

(1)通过对比由现场实测与三维数值模型所得的强夯碎石墩复合地基承载力、路堤沉降以及桩土应力比等指标，证实本文所建立的数值模型可整体描述路堤荷载作用下强夯碎石墩复合地基的变形特征与其力学行为。

(2)路堤荷载下不同位置碎石墩的鼓胀变形主要由上覆路堤荷载所产生压缩鼓胀和路堤侧滑所产生滑动剪切鼓胀所组成。其中：位于强夯碎石墩复合地基潜在滑裂面剪入口附近墩体(如17#)的鼓胀变形量最大，且其鼓胀变形以路堤滑移引起的剪切鼓胀变形为主。同时，沿路堤中心线向外不同位置的强夯碎石墩墩体的最大侧向弯曲变形的发展规律近似呈三段线模式，17#墩体为其侧向弯曲变形开始陡增的重要拐点，表明17#与其附近墩体为路堤侧向变形与稳定控制的关键构件。

(3)路堤填筑过程中所出现的数条裂缝可能是由于强夯碎石墩的剪切破坏而致使路堤整体失稳滑移所引起的。为确保工程安全，最终在坡脚处布设一排刚度较大的侧向约束桩，且后期效果良好。建议在采用散体材料桩复合地基处治“山地型”软弱地基时，应配合其他加固措施。

(4)碎石墩的变形特征显著影响其受荷特性，但当前相关碎石墩复合地基的设计理论尚未对其考虑，如计算极限承载力时忽略其鼓胀变形的影响，计算稳定性时则采用复合抗剪强度理论忽略墩体自身变形的影响。而这些都有待进一步的研究。