紀宇，梁慶國, 3，郭俊彥，劉貴應

紅層軟巖地區(qū)高速鐵路深路塹基底變形規(guī)律研究

紀宇1, 2，梁慶國1, 2, 3，郭俊彥1, 2，劉貴應4

(1. 蘭州交通大學 土木工程學院，甘肅 蘭州 730070；2. 甘肅省道路橋梁與地下工程重點實驗室，甘肅 蘭州 730070；3. 土木工程國家級實驗教學示范中心(蘭州交通大學)，甘肅 蘭州 730070；4. 中鐵二院 重慶勘察設計研究院有限責任公司，重慶 400023)

挖方高邊坡基底隨時間持續(xù)上拱變形如果超出鐵路路基設計規(guī)范的限值，會嚴重影響列車的舒適性和安全性。為研究西南地區(qū)泥巖夾砂巖挖方高邊坡基底持續(xù)上拱變形機理，使用FLAC3D軟件對挖方高邊坡進行彈塑性和黏彈塑性數(shù)值計算，并嘗試從軟巖流變的角度分析挖方高邊坡施工完后基底持續(xù)上拱變形的規(guī)律。研究結果表明：在不考慮流變的彈塑性分析中，挖方高邊坡具有明顯的邊坡開挖效應(卸荷效應)，豎向應力隨著邊坡開挖深度的增加而減小，導致豎向變形逐漸增大，應力變化越大豎向變形也越大；在流變分析中，由于開始階段的巖體應力調整，基底下一定深度出現(xiàn)豎向壓縮變形，隨著應力穩(wěn)定，發(fā)生持續(xù)上拱非線性變形，并在5年后達到穩(wěn)定；在流變計算中，由于基底下剪應力與水平應力均有所大幅度增加，基底下各深度的豎向變形小于彈塑性計算的變形，采用泥巖流變計算模型能較好的模擬并解釋依托工程案例中挖方路基持續(xù)上拱變形現(xiàn)象。

高速鐵路；上拱變形；數(shù)值模擬；流變；紅層軟巖

高速鐵路對路基的穩(wěn)定性有很高的要求，路基的微小變形對車輛的安全行駛和乘客乘坐的舒適感影響很大[1?2]。為了保證高鐵高速、安全、平穩(wěn)地運營，我國對無砟軌道的路基工程工后沉降要求小于15 mm，橋臺臺尾過渡段路基沉降要求則不大于5 mm[3]。近幾年來，西南地區(qū)高速鐵路路基基底出現(xiàn)上拱變形現(xiàn)象。路基基底上拱變形導致軌道高低幾何不平順惡化，無砟軌道調節(jié)冗余量小，基底上拱變形量超出普通扣件調整范圍，對車輛的高速、安全運營構成嚴重威脅。引起路基上拱的原因較為復雜，根據(jù)現(xiàn)有文獻中的案例，得出路基上拱的主要原因有：泥巖膨脹、水泥改良填料生成結晶體、卸荷回彈、泥巖流變等[4?6]。大多數(shù)學者認為路基上拱變形與水有密切聯(lián)系，而且對高邊坡路基基底變形的研究集中于荷載的短期效應，但本文所研究的路基上拱變形區(qū)間段的下伏基巖未受到水的影響，基底巖石頂面沒有出現(xiàn)軟化現(xiàn)象，而且在實際工程中，軟巖邊坡的破壞，不是在巖土體開挖后短期內表現(xiàn)出來的，是隨著時間的推移不斷發(fā)生變化和調整，泥巖流變可能是其中的主要原因之一，是軟巖工程長期穩(wěn)定和安全研究的重要方 面[7?8]。QIU等[9]通過泥巖和砂巖的顆?；旌狭系?4個樣品的單軸壓縮試驗，得到了各試驗的應力應變曲線，將混合物的流變過程分為線性與衰減流變、再次衰減流變和穩(wěn)定4個階段。趙延林等[10]采用分級增量循環(huán)加載和卸載，對巖石試樣進行了流變試驗，仔細研究了此類巖石不同蠕變階段非線性黏彈塑性變形特性。范秋雁等[11]研究了泥巖的蠕變性質，分析了泥巖在蠕變過程中的微觀結構變化。陳沅江等[12]將軟巖流變變形分成4種不同類型的變形，并建立了一種能反映軟巖復雜流變的新模型。孫鈞[13]研究了巖石非線性流變的黏滯系數(shù)，指出是施加荷載與其作用時間的函數(shù)。本文主要從巖石流變的角度研究高速鐵路路基上拱變形隨時間變化的規(guī)律。基于西南紅層地區(qū)某高速鐵路深路塹高邊坡區(qū)間基底長期持續(xù)上拱變形現(xiàn)象進行分析研究，采用FLAC3D有限差分程序，用彈塑性模型分析路基基底在邊坡開挖卸載過程中應力場和位移場的變化特征，并用黏彈塑性模型分析基底不同深度處泥巖夾砂巖的流變特性，闡明邊坡在開挖后路基底面下不同深度處的應力?應變隨時間變化的規(guī)律，預測軌道基底上拱變形的發(fā)展趨勢，為軟巖地區(qū)深路塹高速鐵路的修建與病害防治提供一定的參考。

1 工程地質概要

本文選取的路基上拱變形災害點為某高鐵區(qū)間，為丘陵地貌，位于川中平緩低褶帶，屬單斜構造，近水平巖層。根據(jù)地質勘察資料，表面覆蓋層為較薄的粉質黏土，下層為較薄的膨脹土，基巖為侏羅系中統(tǒng)上沙溪廟組(J2s)泥巖夾砂巖，強風化帶(W3)節(jié)理裂隙較發(fā)育，強度較低，屬Ⅳ級軟巖。弱風化層(W2)強度也較低，屬Ⅳ級軟巖。上拱段路基邊坡開挖深度15～47 m。第四系土層中水量不多，下伏基巖中泥巖的裂隙水量較少，砂巖中含水量相對較大?？辈旌蛷筒橹谢驳椎南路鶐r頂面未有軟化現(xiàn)象。

室內膨脹特性試驗結果表明：泥巖的平均飽和吸水率為21.28%，含水率為3.6～6.7%，平均自由膨脹率為24.3%，平均膨脹力為38.5 kPa。雖然飽和吸水率指標相對較高，但泥巖的膨脹性指標判定為弱，不屬于膨脹巖。因此，筆者認為水是造成路基上拱變形的因素之一，但不是主要原因，故而嘗試對泥巖夾砂巖開挖后的彈塑性變形特性與流變特性進行分析。

2 數(shù)值模擬與分析

2.1 數(shù)值模型與監(jiān)測線

根據(jù)地勘資料，原始地層從上到下依次為粉質黏土、膨脹土、強風化泥巖夾砂巖、弱風化泥巖夾砂巖，建模斷面原型斷面地質剖面如圖1所示，開挖深度30～36 m。模型方向長度為380 m，方向長度為75 m(厚度)，方向長度為75 m(高度)，為了減小邊界效應對邊坡各項指標的影響，深路塹的基底深度為50 m，左邊坡頂距左邊界距離為60 m。在邊坡數(shù)值模擬中，以坡面的臨空面方向為軸方向(向右為正)，垂直坡面方向為軸方向(向內為正)，軸為豎直方向且向上為正。右邊邊坡每級高度由上向下，前兩級為10 m，后兩級為8 m。左、右邊坡底路基面寬度分別為21.8 m和33.6 m。

左、右邊坡分別為2條鐵路建設項目，所以先設置右邊邊坡4級開挖，后設置左邊邊坡3級開挖，邊坡開挖的順序依次編號為1～7。分步開挖方式與實際邊坡的開挖情況相符，不會引起應力激增，保證了數(shù)值模擬結果的準確性。邊坡的數(shù)值模型及開挖順序見圖2。

單位：m

圖2 數(shù)值模型及開挖順序

邊坡開挖前在右邊邊坡基底位置從左向右依次布設Ⅰ～Ⅳ線，在左邊邊坡基底位置從左向右布設Ⅴ～Ⅵ線，對這6條線的基底不同深度處的巖體分別進行位移和應力監(jiān)測。監(jiān)測線布置位置見圖1。

2.2 邊坡開挖彈塑性數(shù)值分析

彈塑性分析采用摩爾庫倫模型，其物理力學參數(shù)如表1所示。

右邊邊坡前4步開挖后的豎向位移云圖(彈塑性)，如圖3所示。此時的穩(wěn)定安全因數(shù)為3.52，邊坡處于穩(wěn)定安全狀態(tài)。右邊邊坡開挖后引起基底部位的巖體發(fā)生指向臨空面的彈性回彈變形，其豎向變形量為26.2 mm，左右坡腳和基底部位的豎向變形較大，隨著基底深度的增加，豎向變形逐漸減小。

對左邊巖體依次進行后3步開挖，所有開挖步驟完成后采集監(jiān)測點處的數(shù)據(jù)。圖4為邊坡在開挖卸載過程中，路基面底部的豎向位移、豎向壓應力隨邊坡開挖次數(shù)變化的折線圖，可以看出，邊坡的開挖引起軟巖發(fā)生明顯的位移?應力變化。右邊巖土體開挖卸載，會引起左邊邊坡基底的位移?應力發(fā)生變化，且引起的變化量較為明顯。開挖面處的豎向壓應力隨著開挖步的進行逐漸釋放出來，豎向變形逐漸增加，軟巖發(fā)生回彈變形。

表1 邊坡巖土材料彈塑性力學參數(shù)

圖3 右邊邊坡開挖面豎向位移云圖

(a) 左邊邊坡；(b) 右邊邊坡

右邊邊坡的豎向位移主要在第2次和第3次開挖步中快速增加，占到豎向總變形量的64%左右。

從圖5中可以看出，右側邊坡開挖后Ⅰ～Ⅳ線基底處的豎向位移整體變化趨勢基本相同，距離被開挖坡體近的監(jiān)測線其豎向位移變形較大。Ⅵ測線基底表面處的最大豎向變形量達到29.9 mm，Ⅰ測線的基底表面處最大豎向變形量為27.6 mm，Ⅰ～Ⅳ測線從左向右依次變小。右邊巖土體的開挖對左邊邊坡基底的豎向變形(3.9 mm)影響較大，其占最終豎向總變形量(29.9 mm)的13.0%。左邊巖土體在開挖過程中也會對右邊邊坡基底的豎向變形產生了一定影響，但這部分產生的豎向變形量(2.1 mm)較小僅占其豎向總變形量(27.6 mm)的7.6%。

Ⅵ線基底處的豎向位移在前4次邊坡開挖中變化較大，在之后3次邊坡開挖中其與Ⅴ線變化量基本相同，這是因為右邊邊坡的開挖面是傾斜的，在左邊基底豎直上方有右邊部分的豎向壓力存在，所以在卸載過程中引起左邊基底的豎向位移發(fā)生一些較明顯的變化。

2.3 基底流變數(shù)值分析

相關研究表明[1,8?9,11]，泥巖具有明顯的流變效應，由Burgers模型和Mohr-Coulomb模型組合的黏彈塑性CVISC模型更適合模擬泥巖的流變特性[14]，在模型中，介質的破壞準則是摩爾庫倫準則和材料拉伸破壞準則的組合。加載時，此模型既能表示出瞬時彈性應變，又能表示出黏滯流動的特性；卸載時，此模型既能表示出瞬時彈性恢復和延滯恢復，也能表示出殘余應變，同時也能反映出應力松弛現(xiàn)象。由于強風化泥巖不產生流變，且路基下地層以弱風化泥巖為主，所以在本文的邊坡基底軟巖流變分析中，F(xiàn)LAC3D程序中的CVISC黏彈塑性流變模型[15]采用弱風化泥巖的流變力學計算參數(shù)[16]，如表2。

CVISC模型由Maxwell體、Kelvin體和塑性體的塑性屈服模型串聯(lián)組成，模型圖如圖6所示。G，η分別為Kelvin體的剪切模量和黏滯系數(shù)；G，η分別為Maxwell體的剪切模量和黏滯系數(shù)。

表2 巖石材料流變力學參數(shù)

圖6 Cvisc模型構成

如果單元應力小于巖石的屈服強度，單元塑性應變?yōu)?，此模型退化為Burgers模型，反之，單元塑性應變計入單元總應變中。三維應力狀態(tài)下的計算原理可以用張量表示如下。

三維本構方程中的符號約定，采用S，e表示單元的偏應力和偏應變，即

式中：，分別為應力和應變球張量；為Kronecher函數(shù)。

模型的偏應變、Kelvin體、Maxwell體、體積特性的增量表達式為：

上劃線表示在一個蠕變迭代步Δ內變量的平均值：

上標，0分別表示2次迭代的新值和舊值。

將式(7)，式(8)代入到(4)，求解出Kelvin體產生的應變量：

將式(5)，式(9)代入到式(3)，求解偏應力分量，可得式(10)：

式(9)也可以在式(10)中進行計算，將式(6)變換下形式：

在流變計算分析前，邊坡不同部位的泥巖處于不同的應力狀態(tài)，流變發(fā)生的應力基礎其實是各不一樣，如坡腳部位剪應力集中且應力值較高，坡頂和坡中則相對較低，因且上覆軌道板自重與列車荷載對于基底應力影響較小，故在計算中不予考慮。所以在邊坡開挖完成后，對模型清除變形特征而保留應力，軟件會根據(jù)不同部位巖體的應力狀態(tài)，自動開啟滿足條件的流變計算模塊進行相應部位巖體的流變計算。

圖7為路基中心線與路基邊緣線基底下不同深度處的位移、應力進行10 a的蠕變計算結果。從整體上看Ⅰ線和Ⅳ線基底下不同深度處的豎向變形變化趨勢是先快速增加后緩慢變化，最后收斂于一個穩(wěn)定值。由于路基底面的豎向變形由2部分組成：一部分是該點處軟巖的流變作用引起的豎向變形，另一部分是由基底下各深度處都發(fā)生豎向的上拱變形累計結果，所以地基表面處的豎向變形最大，隨著基底深度的增加豎向變形依次減小。

(a) Ⅰ線豎向變形曲線；(b) Ⅳ線豎向變形曲線

在蠕變初期，隨著應力調整，基底深度越深其所受的豎向壓力越大，基底20 m及以下深度的豎向位移發(fā)生向下的沉降變形，此處的壓縮變形量大于其上拱變形量。在邊坡開挖后前2 a內為初始蠕變階段，基底表面以下10 m范圍內的豎向位移增長較快，表面處的豎向位移增加最大，在開挖后第2 a位移變化達到最大。此后各監(jiān)測點處位移隨后增加變緩，并在第5 a達到最大值，基底表面的豎向位移分別達到25.8 mm和21.4 mm，從路基中心向外側逐漸變小，此后不再發(fā)生明顯變化。

圖8顯示位于路基中心的Ⅰ線各測點的剪應力隨時間變化曲線，從中可以看出：基底下不同深度處的剪應力變化在蠕變前5 a里較為明顯。隨著基底深度的增加，剪應力變化率逐漸變大，基底35 m深處及以下的剪應力增加較快。在開挖后第1～5 a，隨時間的增長各深度處的剪應力增加的趨勢逐漸變緩。在開挖第5 a后剪應力不再增加，達到穩(wěn)定狀態(tài)。

圖8 Ⅰ線監(jiān)測點剪應力隨時間變化曲線

從流變結果分析來看，紅層軟巖地區(qū)由于高邊坡的開挖卸載后使其原有的應力狀態(tài)發(fā)生重分布。開挖后在坡體中形成偏應力引起軟巖邊坡發(fā)生隨時間而變化的蠕變變形。在開挖后前5 a豎向上拱變形與不同深度處的剪應力成反比，其上拱變形速率也與水平應力的增大成反比。地基淺表層處的巖體在低應力條件下表現(xiàn)出的蠕變特性較為明顯，隨時間的增加，應力場和位移場發(fā)生非線性變化，最后趨于穩(wěn)定狀態(tài)。

圖9 Ⅰ線監(jiān)測點應力歸一化曲線

3 模型分析與實測數(shù)據(jù)比較

3.1 2種模型計算結果的比較

圖10為Ⅰ線和Ⅳ線在彈塑性和黏彈塑性模型中基底下各監(jiān)測點處的豎向變形對比。彈塑性變形曲線為基底不同深度處發(fā)生的回彈變形，基底淺表層處發(fā)生的豎向變形比較明顯，隨著基底深度的增加各監(jiān)測點處的豎向變形逐漸減小。黏彈塑性變形曲線為基底下巖體在蠕變10 a后的豎向變形，在蠕變模式下，基底的豎向變形沿深度分布情況與彈塑性模式下基底的豎向變形分布情況相同，但邊坡開挖后巖體內的應力場不是立即達到平衡狀態(tài)，而是在一段較長的時期內應力場逐漸趨于平衡，所以蠕變計算的豎向變形都小于彈塑性計算的豎向變形。兩者間的相對差值與彈塑性計算結果的比值隨基底深度的增加逐漸變大，在地基表面處為9.3%，在基底45 m深處增加到91.9%。

3.2 與實測數(shù)據(jù)的比較分析

某高鐵DK151+889-DK152+210、DK152+838- DK153+144 2段區(qū)間邊坡開挖深度15～47 m屬深路基高邊坡，在2014年4月完成CPⅢ建網(wǎng)工作，2段路基范圍內共設置CPⅢ20個(每段10個)。2015年8月7日～2017年7月31日期間進行了沉降變形自動監(jiān)測，有數(shù)據(jù)顯示的監(jiān)測點共計80個，累計上拱量≥9 mm(9 mm為預警等級Ⅰ級門限值)測點數(shù)共計33個，占總測點數(shù)41.3%。2014年11月，2015年5月進行了2次CPⅢ復測，根據(jù)檢測結果對其上拱變形數(shù)據(jù)[6]進行了處理如圖11所示，從數(shù)據(jù)上看與2014年4月建網(wǎng)時相比，第1段區(qū)間共有12個點上拱，2014年11月復測平均抬升4.09 mm，中位數(shù)為3.8 mm，其中DK152+073(挖高46 m)，DK152+118(挖高42 m) 2處抬升量最明顯，較差分別達到了7.5 mm和9.8 mm；2015年5月復測上述兩處的累計較差分別達到18.5 mm和21.9 mm，區(qū)段平均抬升9.7 mm，中位數(shù)為9.28 mm，前期的豎向變形率為9.7 mm/a。第2段區(qū)間共有15個點上拱，2014年11月復測平均抬升4.29 mm，中位數(shù)為3.78 mm，其中，DK152+973、DK153+ 021(挖高35 m)這2處變化量最明顯，其較差分別達到了5.9 mm和10.1 mm；2015年5月復測平均抬升10.1 mm，中位數(shù)為10.2 mm，2段區(qū)間前期的豎向變形率為10.1 mm/a，最明顯的2處抬升累計較差分別為15.2 mm和19.6 mm。根據(jù)黏彈塑性數(shù)值分析，在邊坡開挖完后的半年和一年的流變分析數(shù)值結果與2段上拱區(qū)間的實測數(shù)據(jù)均吻合，流變模擬計算的前期豎向變形速率為9.5 mm/a。計算的結果比實測值略小一些，總體來看，基底流變計算的上拱變形隨時間增長的趨勢與實測的上拱變形隨時間變化的趨勢相一致。

(a) Ⅰ；(b) Ⅳ

(a) DK151+889-DK152+210上拱變化曲線；(b) DK152+838-DK153+144上拱變化曲線

4 結論

1) 依托工程路塹邊坡泥巖具有弱膨脹性，巖體的天然含水量沒有發(fā)生明顯變化，路基底面上拱的主要原因是由于軟巖的流變特性所致，基底的巖體隨著時間推移發(fā)生蠕變變形，導致路基基底長期持續(xù)上拱變形。

2) 彈塑性數(shù)值計算表明：在兩側路塹邊坡分別開挖過程中，被開挖坡體基底的豎向變形隨本巖土體開挖次數(shù)增加呈線性增長，位于路基中心的Ⅰ測線與路基外側的Ⅳ測線最大豎向位移分別為27.9 mm和26.7 mm，同時也會受到鄰近邊坡體開挖的影響，右側邊坡體的開挖對左邊基底的豎向變形影響比較大。基底的豎向變形隨開挖過程基底豎向應力的減小而增大且呈線性關系。

3) 在流變計算中，Ⅰ測線與Ⅳ測線基底下不同深度的巖體應力狀態(tài)和豎向變形隨時間增長不斷調整，呈非線性變化，在5 a后趨于穩(wěn)定，分別達到25.3 mm和21.5 mm。數(shù)值模擬結果與現(xiàn)場實測數(shù)據(jù)基本吻合，因此，采用本文流變計算模型能較好地描述路基持續(xù)上拱變形現(xiàn)象。

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Study on deformation law of deep foundation of high speed ??railway in red layer soft rock area

JI Yu1, 2, LIANG Qingguo1, 2, 3, GUO Junyan1, 2, LIU Guiying4

(1. School of Civil Engineering, Lanzhou Jiaotong University, Lanzhou 730070, China;2. Key Laboratory of Road & Bridge and Underground Engineering of Gansu Province, Lanzhou 730070, China;3. Lanzhou Jiaotong University, National Demonstration Center for Experimental Civil Engineering Education, Lanzhou 730070, China;4. Chongqing Survey & Design Institute, China Railway Second Academy Engineering Group Co., Ltd., Chongqing 400023, China)

The comfort and safety of the high-speed railway will be seriously affected if the upper arch deformation of excavated high slope subgrade over time exceeds the limit of railway subgrade design code. In order to study the mechanism of the continuous upper arch deformation of the excavated high slope subgrade in mudstone sandwiched with sandstone in the southeast area, FLAC3Dsoftware was used to carry out the elastic-plastic and viscoelastic plasticity numerical calculation for the excavated high slope. It also tried to analyze the law of the continuous upper arch deformation of the subgrade after the construction of the excavated highslope from the perspective of the soft rock rheology. The results are as follows. In the elastic-plastic analysis without considering the rheology, the excavated high slope has an obvious slope excavation effect (unloading effect). The vertical stress decreases with the increase of the depth of the slope excavation, leading to the gradual increase of the vertical deformation. The greater the stress variation, the greater the vertical deformation. In the rheological analysis, due to the initial stress adjustment of the rock mass, the vertical compression deformation occurs at a certain depth under the subgrade. With the stabilizing of the stress, the continuous nonlinear deformation of upper arch occurs, which will reach a stability in 5 years. In the rheological calculation, since the shear stress and the horizontal stress have a great increase under the subgrade, the vertical deformation of each depth is less than the elastic-plastic deformation. The mudstone rheological calculation model can well stimulate and explain the continuous arch deformation of the excavated subgrade in this engineering case.

high speed railway; heave deformation; numerical simulation; theology; red layer soft rock

TU45

A

1672 ? 7029(2021)03 ? 0572 ? 09

10.19713/j.cnki.43?1423/u.T20200425

2020?05?20

國家自然科學基金資助項目(51968041)

梁慶國(1976?)，男，甘肅臨洮人，教授，博士，從事巖土工程方面的教學與研究工作；E?mail：lqg_39@163.com

(編輯 涂鵬)