桩板墙支护下的高速铁路陡坡地基路堤变形演化特性

2020-12-08连继峰

铁道学报 2020年10期

谢涛，罗强，张良，连继峰，周成

(1.西南交通大学土木工程学院，四川成都 610031；2.西南交通大学高速铁路线路工程教育部重点实验室，四川成都 610031；3.中铁二院工程集团有限责任公司, 四川成都 610031)

山地与丘陵地形在我国中西部分布广泛，铁路建设中不可避免地会遇到大量斜坡地基，其中坡率大于1∶2.5的称为陡坡地基[1]。修筑在斜坡地基上的高速铁路路堤主要存在以下工程问题[2-3]：路堤填土高度差异引起填料横向不均匀压缩变形；地基土层厚度与填筑高度的差异导致地基横向不均匀沉降；对于陡坡地基，由于设置了支挡结构进行收坡，使得填筑体下部分宽度变窄、填土压实困难；支挡结构的侧向位移导致路堤产生横向变形，对轨道平顺性造成不利影响。高速铁路，特别是无砟轨道，除了保证路堤整体稳定性外，对路堤工后沉降有着严格的限制，文献[4]明确规定，无砟轨道的过渡段及路基工后沉降不宜超过5～15 mm；对于路基侧向变形虽然目前还没有明确的规定限值，但根据文献[5]，300 km/h线路的轨道轨向动/静态偏差达到8 mm/5 mm就必须进行临时维修，而对应的高低偏差限值则是11 mm/7 mm，并且无砟轨道钢轨高低调整量为-4/+26 mm，水平调整量则仅为±6 mm。可见，无论从轨道调整量还是从允许偏差角度来讲，路堤侧向变形对轨道平顺性及安全性影响都更为显著。为满足高速铁路建设要求，通常的做法是在陡坡地基段布置约束桩或桩板墙限制路堤侧向变形，并采用复合地基提高桩后地基土强度与模量，减小地基面沉降。然而，对于以路肩桩板墙进行支护的陡坡地基路堤，在路堤荷载长期作用下，路堤竖向及水平变形、桩后地基面沉降、桩前地基土变形特性及桩体侧向位移随时间的发展规律依然是亟需研究的问题。

目前，对于斜坡地基条件下路堤变形的研究手段主要集中于模型试验、数值分析、现场测试及工程实践总结。模型试验方面，文献[6-7]进行土工离心模型试验，研究表明斜坡软弱地基变形主要位于路堤下侧边坡，地基土在压密的同时会出现较大侧向变形，导致下坡脚处产生较为明显的推移、隆起现象。数值模拟方面，斜坡下无支挡结构的山区公路路堤研究[8]表明，斜坡填方路堤变形以沉降为主，水平位移表现为侧向外鼓，1/2坡高附近最大；文献[9-10]对比分析了倾斜软弱地基路堤分层填筑过程中，侧向变形、竖向沉降及稳定性的变化情况，研究结果表明锚固桩使地基土侧向变形显著减小，竖向沉降急剧降低，而且斜坡软弱地基变形并非斜坡地基与软弱地基变形的线性叠加。工程实践方面，文献[11-12]分别对高原斜坡软土地区地基处理、抗滑支挡及路堤填筑施工技术进行了研究，提出了将强基固本、治软抗滑作为确保斜坡地基条件下路基稳定性的关键技术准则。

已有的研究加深了对斜坡地基条件下路基稳定性及基本变形规律的认识，但对于为满足高速铁路无砟轨道在少维修条件下维持长久高平顺性要求而在陡坡地基上修建的桩板墙式路堤长期变形特性的研究依然欠缺。因此，本文以某高速铁路陡坡地基桩板墙式路堤为研究对象，对填土与地基土变形、桩体侧向位移进行近3年的现场长期测试，以探求陡坡地基条件下路基变形，特别是侧向变形随时间的发展规律。

1 现场试验概况

1.1 工点简介

测试工点为某高速铁路陡坡地基桩板墙式路堤，试验路段设计时速300 km，无砟轨道结构形式。工点原地面自然坡度30°左右，属于陡坡地基[1]。地基土上层为含水率w=25%、厚10 m的低液限粉质黏土，下伏基岩为强风化页岩。路堤填高8.5 m，采用悬臂段长8 m、锚固段长16 m的桩板墙支护，其中桩身底部嵌入基岩6 m。桩身横截面为2 m×3 m的矩形,桩间距5 m；挡土板为4 m×0.5 m的预制混凝土板，板厚0.35 m。路堤下地基采用桩间距1.6 m、直径0.5 m的无桩帽CFG桩处理，梅花形布置。路堤填料为粗颗粒土。试验工点横断面见图1。

图1 试验工点横断面(单位:m)

1.2 路堤填料及地基土物理力学性质

路堤填料的室内试验测得，粒径为20～60 mm的颗粒占17.9%，粒径大于2 mm的占72.9%，粒径小于0.075 mm的占1.9%，不均匀系数Cu=17.8、曲率系数Cc=1.2，级配良好，属于细角砾类A组填料[1]；填料最优含水率wop=4.3%，最大干密度ρdmax=2.37 g/cm3。

桩前地基土的相对密度、击实、含水率及界限含水率试验结果如表1所列。地基土中粒径为5～20 mm的颗粒占10.6%，0.075～5 mm占15.2%，0.005～0.075 mm占39.5%，小于0.005 mm占33.1%，塑性指数Ip=13.71，属于低液限粉质黏土[1]。

表1 地基土物理参数

重度γ=19.8 kN/m3的地基土经压缩试验测得初始孔隙比e0=0.70，压缩系数aν1-2=0.22 MPa-1，压缩模量Es1-2=7.57 MPa，属于中等压缩性土[1]。直剪强度指标c=29.2 kPa，φ=23.3°。

2 现场试验设计

2.1 桩体位移

桩体侧向位移测试由两部分组成。一部分在桩体内安装2只测斜管，测量桩身范围内施工期及施工完成后的侧向位移；另一部分，在桩顶以下1.5 m，即路基面以下2.6 m处安装设有位移计的水平测杆，测杆一端固定于桩身内侧，另一端通过与测杆刚性连接的锚固板固定于桩后14 m处的路堤填土中，见图2。

图2 位移测试元件布置示意

2.2 桩前地基土水平应变

地面以下1.5 m深度处，在桩前2.56、4.56、6.56、8.56、10.56 m的地基土中，各埋设一支标距为0.5 m的水平应变计，测定浅层地基土侧向应变及其沿横向的分布规律，布置见图3。

图3 桩前地基土应变计布置示意(单位:m)

2.3 桩后地基面沉降

在桩后1.6、5.9、10.7、15.0 m，相应路堤填高8.5、6.7、5.7、3.6 m的地基内各安装一支单点沉降计，共计4支，其中两支位于左右轨道中心线下，另外两支位于路基顶肩处，见图4和图5(a)。

图4 单点沉降计布置示意(单位:m)

2.4 路堤变形

路基填筑至距路基面5.7、4.0、2.3、1.15、0.25 m时，在桩后5.5 m处以竖向挖孔的方式依次埋入竖向应变计，测定相应位置路堤填土竖向应变及分布规律；在距桩顶1.5 m，即路基面以下2.6 m深度处，桩后2、4、6.3、8.7、11.1、15.4 m的路堤填土中，各安装1支水平向应变计，测定相应位置填土水平应变及沿横向的分布，见图5。

图5 应变计及单点沉降计布置示意(单位:m)

3 试验数据分析

3.1 桩体侧向位移

(1)测斜管

通过测斜管测得桩体侧向位移随着与桩顶距离的增加呈现出近似线性减小的分布规律，并在桩底以上3 m位置附近出现负值，见图6。两测斜管所测数据大小及分布规律基本一致，最大误差不超过1.5 cm，分析时取平均值。桩体横向抗弯刚度较大，接近刚性桩[13]；桩身挠曲变形较小，接近刚性转动。路堤填筑完成(7 d)时，桩顶侧向位移为15.7 mm，转角约为0.7‰，接近总变形的70%。桩体侧向位移随时间逐渐发展至22.6 mm，转角约为1.1‰、与悬臂段长度之比为2.8‰，不到规范[14]限值(1%)的1/3。

图6 桩体侧向位移

对于铁路路基桩板墙，土质地基下悬臂段与锚固段之比一般接近1∶2，即使在岩质地基下也不低于1∶1。桩体具有典型的深锚固、强约束性特点，其侧向变形接近刚性桩的变形形态。如图6所示，地面处桩体侧向位移为13 mm左右，已超过规范[14]中有关地面处桩体位移不宜大于10 mm的规定，而桩顶位移却仅有23 mm，不到规范[14]限值(100 mm)的1/4。显然，在土质地基条件下，地面处桩体水平位移不宜大于10 mm的规定存在与桩顶侧向位移不宜超过100 mm规定不匹配的问题。

(2)路堤内水平测杆

通过水平测杆测得路堤填筑完成后桩体侧向位移随时间的变化曲线，见图7。路堤填筑完成后，距桩顶1.5 m，即路基面以下2.6 m处桩体侧向位移随时间的增长呈现出非线性增加的变化规律，填筑完成初期增长较快，随后位移随时间的增长速率逐渐降低，填筑完成后350～450 d趋于稳定。

图7 桩顶侧向位移

填筑完成7 d内桩顶以下1.5 m处桩体变形较小，为0.11 mm，可以忽略。因此，在对测斜管所测桩体位移进行分析时，以填筑完成7 d桩体位移作为填筑完成后变形初值不会有较大误差。对比测斜管和水平测杆所测桩体位移可以发现，水平测杆测得填筑完成后桩体最终位移为3.97 mm，相对于填筑完成7 d时增加3.86 mm；测斜管数据表明相同位置，即桩顶以下1.5 m处桩体的最终侧向位移为20.6 mm，相对于填筑完成7 d时的15.5 mm增加了6.1 mm(比3.86 mm大2.24 mm)，可能是埋设于路堤填土中的锚固板向桩体一侧移动，导致水平测杆所测位移偏小。

可见，桩板墙的设置有效限制了陡坡地基路堤侧向变形。路堤填筑完成后，桩体侧向位移仍随时间有略微发展，填筑完成初期增长较快，1～1.5年基本趋于稳定，最终桩顶位移与悬臂段长度之比为2.8‰，其中填筑期间与填筑完成后分别占70%和30%。

3.2 桩前地基土水平应变

图8 桩前地基土水平应变

通过埋设于桩前地基土的水平应变计，测得地面以下1.5 m深度处、桩前2～11 m范围内地基土的侧向应变，见图8。桩前2.56 m处地基土侧向应变为23×10-4，地基土侧向应变随桩前距离的增加而减小，10.56 m处衰减83.5%至3.8×10-4，影响范围为桩前8～10 m。如图9所示，将稳定后的桩前地基土侧向应变曲线延伸至纵坐标轴，交点为27×10-4。将延伸后的应变曲线沿横坐标进行数值积分，得到地面以下1.5 m深度处桩前地基土侧向变形为13.96 mm，与相应位置测斜管所测得的桩体位移12.5 mm基本一致，变形影响范围内桩前地基土平均水平应变为11.6×10-4。

图9 桩前地基侧向变形

桩前地基土水平应变随时间的变化规律见图10。施工加载对地基土侧向变形影响显著，路堤填筑期间地基土的侧向变形已完成大部分，填筑完成后地基土应变随时间的推移有略微的增加，并基本趋于稳定，局部出现小幅波动。可见，桩体的侧向移动对桩前一定区域内的地基土产生挤压效应，其强度随桩前距离的增加而减小。

图10 地基土水平应变随时间变化曲线

3.3 路堤填土水平应变

通过埋设于路基填土中的水平应变计，测得路堤填筑完成后桩顶以下1.5 m处、桩后2～16 m范围内路堤填土水平应变，见图11。桩后8 m范围内土体侧向变形主要表现为拉应变，其大小随桩后距离的增加而近似线性降低，桩后2 m处应变值为-15.0×10-4(1.5‰)，至线路中心附近衰减至0，影响范围为桩后6～8 m。

图11 路堤填土水平应变

如图12所示，对于黏聚力较小的粗粒土，可将桩板墙后的填土分为主动区、稳定区及两者之间的过渡区。其中，主动区是指土体达到极限状态的区域；稳定区是指即使没有支挡结构土体依然处于稳定状态的区域，其与水平向夹角为休止角φ0。此处，φ0按实测填土内摩擦角φ=47.2°取值。结合图11和图12基本可以判定，由桩板墙侧向位移引起的墙后填土水平跟随变形的影响范围大致位于主动区与过渡区，而稳定区土体几乎不受其影响。

图12 路堤横向跟随变形影响范围示意

图13为路基填土水平应变随时间的变化规律。由于缺乏填筑完成后400～785 d测试数据，根据图7桩体侧向位移随时间的变化规律，可近似预测该段时间内应变随时间的发展趋势，见图13中虚线。桩后2、4、6.3 m处路堤填土侧向应变随时间的增加而缓慢增大，路堤填筑完成初期填土出现了较小的侧向挤压变形，而后随着墙体侧向移动，填土侧向约束减弱，土体内产生水平拉应变，其大小随时间的推移逐渐发展，路堤填筑完成350～450 d趋于稳定。桩后8.7 m和15.5 m处土体仅在填筑完成初期出现较小的侧向挤压变形，并快速趋于稳定。

图13 路堤填土水平应变随时间变化曲线

如图14所示，对稳定后的路堤水平应变曲线进行延长，交纵坐标于-20×10-4，将延长后的应变曲线对横坐标0～16 m范围进行数值积分，得到填土侧向变形约为6.38 mm；测斜管数据表明路堤填筑完成后路基面以下2.6 m处桩体侧向位移为6.1 mm，可见土体侧向变形与桩体位移大小基本一致，两者仅相差5%。将侧向变形6.38 mm除以张拉变形区域宽度8 m，得到平均拉应变约为-8×10-4。

图14 路堤侧向变形

可见，桩体侧向移动作用下，墙后一定区域内填土产生随着与墙体距离增加近似线性降低的张拉跟随变形，其大小与相应位置桩体位移基本一致，影响范围位于主动区及过渡区。路堤填筑完成后，填土侧向变形随着桩体侧向位移随时间的发展而增加，1～1.5年趋于稳定。

3.4 路基填土竖向应变

通过埋设于路堤中的竖向应变计，测得路堤填筑完成后，桩后4.3 m处，路基面以下0～6.7 m范围内路堤填土的竖向应变，见图15。填筑完成后，路堤填土的竖向应变随深度的增加呈现出先增加后减小的分布规律，路基面以下0.25 m处路堤填土竖向应变较小，为6.3×10-4，4 m位置附近土体竖向变形最大，为27.6×10-4。这是由于在施工过程中，路堤下部填土受机械碾压力及随填高逐渐增加的上部土体重力作用，变形在填筑中已完成一部分，使填筑完成后的变形较小；而路堤上部填土所受上覆压力小，填筑完成后变形也较小，最终导致路堤填筑完成后填土竖向应变呈现出中部大两端小的分布规律。

图15 路堤填土竖向应变

同样，对稳定后竖向应变曲线进行延长后沿纵坐标进行积分，得到路堤填土竖向变形约为11.1 mm，与填土高度6.7 m之比为1.7‰，即平均应变为17×10-4。根据国内外高速铁路建设经验和实测资料[2]，路堤填料为粗粒土及碎石类土时，填土压实沉降量约为路堤高度的1‰～3‰，当路堤较高且填料压实困难时取上限，当路堤较低且填料密实时取下限；试验工点竖向变形测试点路堤填高6.7 m，属于中等高度路堤，填土为密实的粗颗粒填料，压实沉降量为填土高度的1.7‰，与现有经验及实测资料基本一致。

路基面以下不同深度处竖向应变随时间的变化曲线见图16。路堤填筑完成后，填土竖向变形随时间的增长逐渐增加，填筑完成初期增加较快，随后逐渐降低，填筑完成200 d左右基本趋于稳定。

图16 路堤填土竖向应变随时间变化曲线

对比路堤填土的水平与竖向变形可知，从应变大小上来讲，路堤填土的水平拉应变小于竖向压应变。如图11和图15所示，路基面以下6.7 m范围内平均竖向应变为17×10-4，是路基面以下2.6 m处平均水平拉应变8×10-4的2.1倍。从变形随时间的发展趋势上来讲，水平变形随时间发展缓于竖向变形。如图13和图16所示，路堤填筑完成后约200 d，填土竖向变形已基本完成并趋于稳定，而水平变形仍然随时间的延长缓慢发展，填筑完成350～450 d才趋于稳定。路堤填土水平应变随时间的发展主要取决于桩体侧向位移，而桩体侧向位移受桩前地基土的影响显著，路堤填土的竖向应变随时间的发展则主要与填土性质及密实程度有关。试验工点路堤为密实的A组填料，桩前地基土为低液限粉质黏土，其变形随时间的收敛速度小于密实的角砾类A组填料，并且拉应变的发展对于土体是一个逐渐劣化的过程，压密变形则是对土体本身的强化，正是这两方面的因素导致路堤水平拉应变趋于稳定的时间滞后于竖向应变。

3.5 桩后地基面沉降

布设于桩后地基面的单点沉降计，一端位于桩后地基面处，另一端深入基岩内。由于顶肩处两单点沉降计在施工过程中损坏，仅测得桩后5.9、10.7 m处地基面沉降，见图17。路堤填筑完成后地基面沉降随着时间的推移而增加，路堤填筑完成70 d内，沉降增长较快，达到稳定后沉降的75%左右，而后沉降随时间缓慢增加，并逐渐趋于稳定。从沉降大小来看，地基面沉降随路堤填土高度而增加，桩后5.9 m处地基面沉降为8.3 mm，与对应位置填土高度(6.7 m)之比1.2‰；桩后10.7 m处为4.7 mm，与填高(5.7 m)之比为0.8‰，横向差异沉降约为3.6 mm。

图17 地基面沉降

可见，CFG桩复合地基有效控制了桩后地基土变形，减小了由填土高度差异导致附加应力非对称扩散[6-7]引起的陡坡地基横向不均匀沉降。CFG桩处理后，地基强度与模量显著提高，地基面沉降大为减小，填筑完成900 d后的横向差异沉降仅为0.75‰。

4 桩板墙长期侧向变形状态分析

4.1 基本原理

桩板墙支护下的陡坡地基路堤侧向变形的源头在于桩的侧向位移，路堤仅仅是随同桩体一起产生跟随变形。因此，在陡坡地基条件下，桩体侧向位移是路堤侧向变形控制的核心。事实上，影响高速铁路轨道平顺性的是路堤工后变形，即轨道铺装完成后随时间产生的长期变形。然而，针对路堤施工完成后的具体变形值目前还没有成熟的计算理论，其估算主要是基于总变形，并结合监测数据以函数拟合的方法进行综合评估，例如路基面的后期沉降预测。这主要是因为高速铁路路基的工后变形一般很小，处于5～20 mm级别，即使是针对岩土材料总变形的计算理论，其精度也难以达到。

文献[15]基于土体变形时间效应演化特征，针对高速铁路基床设计提出了变形状态控制的概念，核心是认为岩土后期变形随时间的发展与土体当下的应力或应变水平相关，其实质是通过限制土体应力或应变水平来控制变形发展的趋势，而不是具体的变形值。此外，熊勇[16]针对压实系数为0.9、塑性指数为12的粉质黏土(与本文测试点桩前地基土相近)，开展了多荷载水平下的小型平板载荷试验(K30)，其竖向塑性变形随时间的发展见图18。按变形发展的剧烈程度及是否收敛，并基于负幂函数拟合的幂次判别准则[15]对土体长期变形状态进行了分类：荷载水平λ≤30%时，土体处于变形时间效应微弱的快速收敛状态，其中λ≤10%时无时间效应，类似于纯弹性状态；30%<λ≤60%时为具有变形时间效应的缓慢收敛状态；60%<λ≤90%时为缓慢发散状态；λ> 90%时为快速发散状态。

图18 K30试验中各荷载水平下的蠕变曲线[16]

4.2 桩板墙长期侧向变形状态评价方法

至于桩板墙，其长期侧向变形状态控制的核心在于桩前地基土因桩体挤压引起的横向应力水平或应变水平。桩前地基土受到桩体侧向挤压荷载越大，地基土的应变水平就越高，其变形随时间发展也就收敛得越慢，甚至出现破坏。因此，可通过限制桩前地基土横向应变的方式实现对桩体长期侧向变形状态的控制。需要指出的是，因桩前地基土侧向变形具有随埋深增加而减小的总体变化趋势，地面位置土体的应变最大，要将整个埋深范围内的地基土都控制在某个状态(如快速收敛)显然难以实现，同时也不经济。因此，将桩底以上2h/3(h为埋深)范围内地基土作为状态控制区，设计时只要保证状态控制区内地基土处于某一应变水平即可，见图19。由此，即可求得图19中检算点处的桩体侧向位移Sh/3为

Sh/3=[ε]·L

( 1 )

式中：L为桩前地基土侧向变形横向影响范围，由图19所示的被动滑移面确定；土体各变形状态间的平均水平应变阈值[ε]可由文献[15]有关粉质黏土的试验总变形获得(影响深度取2倍荷载板直径)，见表2。

图19 桩板墙侧向变形状态控制示意

表2 水平应变阈值及桩体侧向位移

表2所列为测试工点地基土处于不同变形状态的桩体侧向位移阈值，其中SH与S0分别对应桩顶处和地面处桩体侧向位移，根据Sh/3按刚性桩近似计算。对于少维修或不维修的高速铁路无砟轨道，设计时应尽量将其控制在快速收敛状态，其检算点的桩体实测侧向位移约为8 mm

可见，无论是从实测的桩顶侧向位移(不足规范[14]限值的1/4)，还是从桩体位移随时间的发展趋势(图7)，或是以表2所得检算点的位移阈值和施工完成后良好的运营情况，均可判定测试工点桩板墙满足高速铁路无砟轨道工后长期变形的要求。然而，若以地面处实测桩体侧向位移13 mm判断，却难以满足不宜超过10 mm的规范[14]要求。因此，即使对于无砟轨道下的深锚固、强约束性桩板墙，规范[14]关于地面处桩体侧向位移的规定，对于土质地基仍存在优化空间。事实上，结合桩板墙长期侧向变形状态的理论分析可以大致判断，对于以土质地基为主要覆盖层的工点，地面处桩体侧向位移不超过10 mm的规定，其长期变形大致相当于λ≤10%的无时间效应快速收敛状态，桩板墙结构基本处于纯弹性工作状态，显然过于严格。

需指出的是，表2所得数据主要适用于本文所测土质地基工点或类似桩板墙。对于岩质等其他类型地基，需根据相应控制目标按式( 1 )求得检算点处的位移阈值进行检算。此外，限于文章篇幅，有关桩板墙长期侧向变形状态评价的方法将由另外的文章详细介绍，此处仅就思路做了简要陈述。