張沖， 劉鋼， 趙明志， 郭文博， 王光義

(西華大學 土木建筑與環(huán)境學院， 四川 成都 610000)

1 前言

軟土一般指天然含水率大、壓縮性高、承載力小、抗剪強度低且呈現(xiàn)軟塑或流塑狀態(tài)的細粒土。軟土地基是一種常見的特殊地基，它極易發(fā)生變形和破壞，在工程中需進行加固處理。根據(jù)上覆荷載大小和地基中軟土層厚度的不同，常用的處理方式有換填法、排水固結法和復合地基法等。在施工過程中，當軟土地基厚度較小時，可以采用在路堤面進一步堆土的方式對軟土地基進行堆載預壓。利用堆載產生的先期較大荷載促進地基土排水固結，能夠顯著提高地基土強度和抗變形能力，達到節(jié)省施工成本的目的。

進行堆載施工時，地基土剪切強度會隨固結時間逐漸提高。根據(jù)摩爾庫侖準則，土的剪切強度提高可以表述為抗剪強度參數(shù)的增長。對于軟土固結過程中，剪切強度和抗剪強度參數(shù)的變化規(guī)律，有很多學者進行了研究。理論方面，秦植海在1996年利用莫爾應力圓法推導出了任意固結度下的不排水抗剪強度指標的理論解；楊嶸昌在2001年利用應力路徑法推導出了另一套不排水抗剪強度指標隨固結度增長的計算公式；基于上述研究成果，汪洪星等在2014年對其所提公式的等效性進行了驗證，并從孔隙水壓力的角度進行分析，提出了新的抗剪強度指標隨固結度增長的計算公式，且認為固結過程中內摩擦角φ隨固結度U的增大而單調增大，而黏聚力c隨著固結度U的增長而單調減小。試驗方面，包偉力等通過對不同固結度下的淤泥土進行三軸剪切試驗發(fā)現(xiàn)，c、φ值隨固結度U的增加而呈現(xiàn)雙曲線形的增加，增加的幅度隨固結度的提升逐漸減小；何群等在2005年通過固結和直剪試驗，對常德至張家界高速公路軟土路基中的土樣進行了研究，得出c、φ值均隨固結度U的增加而線性增加，但黏聚力c在固結度U<30%時，隨固結度U的增加變化較?。粍⒓t軍等在2008年采用與何群相似的試驗方法，探討了寒區(qū)濕地軟土的抗剪強度指標隨不同固結度的增長特征，發(fā)現(xiàn)軟土的c、φ值基本滿足隨固結度U增加而增長的變化規(guī)律，但當U<20%時，黏聚力c隨固結度U的增加而減小。

目前，中國對于高速公路建設中所遇淺層軟土問題的研究相對較少。李如敏認為相比傳統(tǒng)的軟土地基處理技術，為降低工程造價，可采用新型的土壤固化劑對山區(qū)道路所遇淺層軟土地基進行穩(wěn)定或加固；龍森等依托于惠莞高速某軟土層厚度約為3 m的工點，比較了清淤換填法、堆載預壓法、強夯法、粉噴樁法和砂墊層法的技術及經濟的優(yōu)劣性；曹正波等以河北省高速公路建設為例，將淺層軟土在地層中的分布類型分為3類，以適應不同的地基處理方法。當前對于路基工程中淺層軟土的研究，多以各種施工方法的對比選擇為主，少有結合數(shù)值模擬軟件，分析淺層軟土地基對路基結構穩(wěn)定性的影響。

該文基于軟土固結后抗剪強度指標會顯著增長的客觀事實，對成宜高速公路某處地基新近沉積的欠固結淺層軟土進行研究。測量該軟土的基本物理力學參數(shù)。并利用數(shù)值模擬軟件分析該軟土固結前后，抗剪強度參數(shù)對路基結構穩(wěn)定性的影響。

2 工點概況

研究工點位于成都至宜賓高速公路項目ZCB1 標段，設計道路跨越河谷區(qū)域，其地形概況和工點平面示意圖如圖1所示。以圖中虛線為界，河谷南面地表近似水平，北面地表向北傾斜，地基土表層為4～6 m軟土層，下層為泥巖層。

圖1 工點平面示意圖(單位：m)

工程項目在K540～K680標段進行路基填方。為保證路基填筑過程中地基的穩(wěn)定性，并盡可能降低后期沉降，同時節(jié)省施工成本，擬定采用分層填筑方法填筑路基。利用先期填土產生的先期較大荷載促進地基土排水固結，使地基土滿足設計承載力要求。因此需對該軟土的物理力學性質及路基結構的穩(wěn)定性進行分析。

忽略沿線路方向的路基截面尺寸和荷載變化，穩(wěn)定性分析簡化為平面應變問題。選取地基實際所受荷載最大斷面作為計算斷面(K580附近)，建立圖2所示土層分布圖。路基頂寬34.5 m，總填筑高度14.76 m，分上下兩層填筑。其中：上級高度8 m，坡度為1∶1.5；下級高度6.76 m，坡度為1∶1.75。中部臺階寬度2 m。原地基面非水平對稱，路基中線右側地表水平，路基中線左側地表向坡腳傾斜。以路基中線為基準，地基土從下至上分別為中風化泥巖層、3.5 m強風化泥巖層、4.5 m軟土層。

圖2 土層分布計算圖(單位：m)

3 軟土層的物理力學性質

地基軟土層的密度為1 960 kg/m3。從現(xiàn)場采集原狀軟土，通過室內試驗對其基本物理力學指標進行測定。

采用烘干法測得原狀土樣的天然含水率為39.2%。采用變水頭法測得原狀土樣的滲透系數(shù)為4.5×10-7cm/s。

采用液、塑限聯(lián)合測定法進行了界限含水率試驗，測得該軟土的塑限為28%， 17 mm液限為57 %，塑性指數(shù)為29，液性指數(shù)為0.39。塑性圖(圖3)中其位置在A線上側，B線右側。根據(jù)SL 237-1999《土工試驗規(guī)程》，該軟土定名為高液限黏土。

圖3 高液限黏土塑性圖

通過一維壓縮固結試驗測得該原狀軟土的圧縮曲線如圖4所示。

圖4 孔隙比與固結應力的e-lgp關系曲線

由圖4可知：其標準壓縮系數(shù)為0.94 MPa-1，側限壓縮模量Es為2.02 MPa。根據(jù)JGJ 83-2011《軟土地區(qū)巖土工程勘察規(guī)程》，可推斷該軟土屬于高壓縮性土。

對原狀土樣分別進行快剪和固結快剪試驗，豎向應力為100、200、300和400 kPa，剪切速率為0.8 mm/min。

圖5為快剪試驗中剪應力隨剪切應變的變化曲線。

圖5 快剪試驗剪切應力-水平位移曲線

由圖5可以看出：隨著豎向應力的增加，曲線始終未出現(xiàn)明顯峰值，應力應變曲線為應力硬化型。對每條曲線分別取剪切位移4 mm對應的剪應力作為該豎向應力下的抗剪強度。隨豎向應力增大，對應的剪切強度分別為：25.2、39.1、44.3、65.0 kPa。

由于原狀土樣取自新近沉積的欠固結土，因此進行快剪試驗時，在豎向應力作用下，土樣在剪切過程中同時產生壓縮固結。剪切初始階段，豎向應力越大，土樣的初始壓縮變形越大，初始剪切模量越大，剪應力-剪切應變曲線越陡峭。在后續(xù)剪切過程中，較大的豎向應力促進了土樣的壓縮固結。豎向應力更大的土樣，后期剪應力-剪切應變的曲線斜率越大。

圖6為固結快剪試驗中剪應力隨剪切位移變化的曲線。

圖6 固結快剪試驗剪切應力-水平位移曲線

由圖6可知：在豎向應力為100、200和300 kPa時，曲線有明顯的剪應力峰值。取該峰值作為各豎向應力下的抗剪強度，分別對應為41.9、78.5和98.3 kPa；在400 kPa豎向應力下，曲線未出現(xiàn)明顯剪應力峰值，取剪切位移4 mm所對應的剪應力132.1 kPa作為該豎向應力下的抗剪強度。

當剪切過程中的豎向應力較低時，土樣呈現(xiàn)出接近于超固結黏土的性質，應力應變曲線為應變軟化型；當剪切過程中豎向應力很大時(400 kPa)，土樣在剪切中更近似于正常固結黏土，其應力應變曲線轉為應力硬化型。

圖7為原狀土樣經快剪試驗和固結快剪所得抗剪強度包絡線?？旒粼囼炌翗羽ぞ哿=12.1 kPa，固結快剪試驗土樣黏聚力c=15.1 kPa，提升了約24.7%；快剪試驗土樣內摩擦角φ=7.1°，固結快剪試驗土樣內摩擦角φ=16.2°，提升了約128.2%。在試驗的豎向應力范圍內，快剪試驗土樣的剪切強度為24.6～65.1 kPa，固結快剪試驗土樣的剪切強度為44.1～132.2 kPa。土樣固結后，抗剪強度較原狀土樣的抗剪強度增長了大約2倍。

圖7 抗剪強度包絡線

4 路堤填筑的穩(wěn)定性分析

采用FLAC3D有限差分軟件模擬路基的施工填筑；分析軟土地基在固結與未固結狀態(tài)下，路基結構的穩(wěn)定性特征。

4.1 計算模型

4.1.1 模型尺寸

依據(jù)路基斷面圖(圖2)建立了如圖8所示路基計算模型。以路基中線與地基面的交點作為直角坐標原點建立坐標系。X軸沿水平地基表面，向右為正，計算范圍為-100～+100 m；Y軸沿線路方向，垂直截面向外為正，計算范圍為單位網格寬度；Z軸沿路基中線，垂直向上為正，計算范圍為路基右側地表以下50 m至路基頂面(圖8中：-50～+14.76 m)。單位網格寬度設為1.25 m，共建立6 154個網格，12 684個節(jié)點。經試算，所建模型在該計算范圍，能較好地表現(xiàn)出路基結構整體的力學性質和變形特征，且不會占用過多的計算資源，影響計算效率。

圖8 計算模型示意圖(單位：m)

4.1.2 邊界條件

為反映實際結構真實的受力和變形情況，需對計算模型設置相應的邊界條件。地層中土體側向變形受到相鄰土體的約束，底面相當于固定支座，因此邊界條件設為：z=-50 m平面在x、y、z3個方向無位移和速度，x=-100 m和x=+100 m平面在x方向無位移和速度，y=0 m和y=+1.25 m平面在y方向無位移和速度。

4.1.3 參數(shù)取值

FLAC3D需要選擇本構模型來描述巖土材料的力學性質特性。該試驗選取Mohr-Columb本構模型來表達土體在外荷載條件下的應力-應變關系。該本構模型在計算時，需要使用體積模量K和剪切模量G來表征材料的變形特征。其各自與側限壓縮模量Es的換算關系如下：

(1)

(2)

式中:υ為泊松比，依據(jù)《工程地質手冊》相關經驗參數(shù)，確定填土泊松比取0.3，軟土泊松比取0.35，泥巖層泊松比取0.25。

各土層相應模量的換算結果及抗剪強度指標列于表1。

表1 FLAC3D計算參數(shù)值

4.2 計算要點與流程

計算中，僅考慮軟土層固結引起的剪切強度的增長對結構穩(wěn)定性的影響：對未固結軟土取快剪試驗強度指標，對固結后軟土取固結快剪試驗強度指標。

考慮到實際工程中，設計施工時通常不會直接按結構的極限強度進行計算，而是會對結構預設一個安全系數(shù)?；谠摪踩禂?shù)，使用容許強度對結構進行設計計算，可以保證一定的安全儲備。該數(shù)值模擬試驗通過不設安全系數(shù)和設置安全系數(shù)，分別分析路基結構在極限強度指標和容許強度指標下的穩(wěn)定性。設置安全系數(shù)時，采用強度折減法確定結構的安全系數(shù)。強度折減法對安全系數(shù)定義為：巖土體的實際抗剪強度與臨界破壞時的折減后剪切強度的比值，據(jù)此折減后的剪切強度指標cF、φF可取為：

(3)

(4)

式中:c、φ為實際剪切強度指標；cF、φF為折減后剪切強度指標;F為強度折減法安全系數(shù)。

根據(jù)上述對比需求可得4組試驗工況：Ⅰ、軟土未固結，未設置安全系數(shù)；Ⅱ、軟土未固結，設置安全系數(shù)；Ⅲ、軟土固結，未設置安全系數(shù)；Ⅳ、軟土固結，設置安全系數(shù)。

Ⅰ和Ⅲ工況將直剪試驗所得實際剪切強度指標作為結構極限強度指標進行計算；Ⅱ和Ⅳ工況根據(jù)式(3)、(4)，通過設置安全系數(shù)F將極限強度指標折減為容許強度指標后再進行計算。根據(jù)JTG D30-2015《公路路基設計規(guī)范》，Ⅱ和Ⅳ工況的安全系數(shù)F同取為1.2。

經試算發(fā)現(xiàn)，地基下部泥巖層強度相對上部軟土層和路基偏大，結構的失穩(wěn)破壞只發(fā)生在地基上部軟土層和路基部分。因此此次試驗在Ⅱ和Ⅳ工況中不對泥巖層進行強度折減，僅對軟土層和路基進行強度指標折減。

4.3 計算結果

4.3.1 未固結軟土地基填筑穩(wěn)定性

圖9(a)為工況Ⅰ極限狀態(tài)下結構位移云圖。采用極限強度指標，以路基中線為基準，填筑高度達到4.4 m時，左側坡面下方產生大范圍的滑動。左側坡肩和坡腳之間形成貫通的圓弧形滑面，坡腳土體被擠出。結構發(fā)生失穩(wěn)破壞，填筑高度未能達到設計高度。由于地表向左傾斜，發(fā)生失穩(wěn)破壞時，路基中部及右側呈相對穩(wěn)定狀態(tài)。

圖9 地基未固結時路基位移云圖(單位：m)

圖9(b)為工況Ⅱ極限狀態(tài)下結構位移云圖。采用容許強度指標，以路基中線為基準，路基填筑高度達到2.2 m時，左側坡面下方即形成圓弧形滑面，結構發(fā)生失穩(wěn)破壞。結構位移分布情況與工況Ⅰ相近。

可見未處理的軟土地基強度薄弱，不足以承擔上部路基荷載的設計需求。

4.3.2 固結軟土地基填筑穩(wěn)定性

圖10(a)為極限強度指標(工況Ⅲ)下整體結構的位移云圖。圖中將各土層分界面標出，發(fā)現(xiàn)位移主要集中在填土和軟土層中，泥巖層位移較小。位移整體呈現(xiàn)向下擴散衰減的氣泡型。最大位移集中在坡頂左側，約為1.44 m。未出現(xiàn)明顯的大范圍滑動。

圖10(b)為容許強度指標(工況Ⅳ)下結構位移分布情況。與工況Ⅲ相比，路基左側位移有較大范圍的增加。位移較大區(qū)域呈現(xiàn)向左側坡腳發(fā)展趨勢，但最終未能貫通至坡腳。最大位移靠近左側坡肩，約為2.54 m。結構整體上依舊處于穩(wěn)定狀態(tài)，未出現(xiàn)大范圍滑動。

可見試驗工況Ⅲ、Ⅳ條件下路基結構均可完成設計高度的填筑。結構中位移較大區(qū)域未形成剪切破壞面，坡體未發(fā)生失穩(wěn)破壞。軟土層固結后的強度滿足施工設計要求。

此外注意到在圖10(a)中，沉降云圖在軟土層有較為明顯的集中衰減。對此繪出工況Ⅲ的體應變云圖(圖11)。

圖10 地基固結后實際強度下整體結構位移圖(單位：m)

圖11 地基固結后實際強度下結構體應變云圖(單位：%)

由圖11可以發(fā)現(xiàn)：較大應變主要出現(xiàn)在軟土層、路基臺階邊緣以及坡肩位置。軟土層主要表現(xiàn)為壓縮應變，最大值為0.14，臺階邊緣和坡肩位置主要表現(xiàn)為拉伸應變，最大值為0.46。

應變是在外力等因素作用下，物體局部產生的相對變形。位移是應變根據(jù)邊界條件的積分。結合圖10、11可知：填土層的位移主要源于自身土體和軟土層的變形累積；軟土層的位移則主要源于自身的壓縮變形；泥巖層變形很小，幾乎沒有位移。因此，在軟土層過渡到泥巖層時產生了明顯的位移衰減。

根據(jù)圖11，認為地基表面為軟土層最大位移面。分析該面的位移特征，可以推斷薄層軟土地基的主要位移和變形特點。基于已建立直角坐標系，固結后軟土層與填土層交界面處的豎向位移和水平位移分布分別如圖12、13所示。

圖12 地基固結后軟土層表面豎向位移

圖13 地基固結后軟土層表面水平位移

由圖12可知：采用極限強度指標時，最大豎向位移位于路基中線附近，兩側坡腳處豎向位移趨近于零。分布曲線近似呈以路基中線對稱，開口向下的拋物線形。采用容許強度指標時，最大豎向位移位于路基中線左側，位移最大值增加，左側坡腳位置出現(xiàn)較為明顯的土體擠出。分布曲線在路基中線以右與極限強度指標下的曲線重合，整體表現(xiàn)出較大的非對稱性。

由圖13可知：兩種工況均在路基兩側坡腳位置產生較大水平位移。采用極限強度指標時，水平位移分布曲線近似呈以(0,0)中心對稱，路基中線左側位移略大于右側。采用容許強度指標時，交界面處的水平位移整體增加，且路基中線左側位移增幅大于右側，分布曲線整體表現(xiàn)出較大的非對稱性。

整體來看，當剪切強度較大時，地表傾斜因素對位移分布影響較小，軟土層表面位移近似呈對稱分布。隨著剪切強度減弱，地基表面位移最大值增加，地表傾斜因素影響突顯，位移分布曲線呈非對稱性增長，坡體左側更容易發(fā)生滑動破壞。

采用不同的強度指標計算，會造成地基固結后軟土層表面豎向和水平位移分布曲線產生較大區(qū)別。這是因為當采用容許強度指標時，軟土層的內摩擦角和黏聚力預估值均降低。在相同應力狀態(tài)下，軟土層內部土顆粒更易達到極限狀態(tài)，并產生滑動，進而發(fā)生更大的變形。

采用極限強度指標進行路基填筑穩(wěn)定性分析，相當于完全發(fā)揮了路基結構的全部承載能力，在該臨界狀態(tài)下，路基結構將無法再承受更多的荷載。采用容許強度指標估算路基填筑過程中產生的位移，會得到偏大的結果，但是這對于工程而言是偏于保守和安全的。因此，采用極限強度指標判斷路基的穩(wěn)定性時，由于模型計算難以全面涵蓋實際工況，又未留任何安全儲備，有可能得到偏于危險的分析結果。所以，應盡量采用容許強度指標進行路基填筑穩(wěn)定性分析，以預留一定的安全儲備。

為了探明該試驗中軟土固結后整體結構的強度富余程度，對該路基整體結構進行了穩(wěn)定性計算。對軟土層取固結快剪強度參數(shù)，其余土層按表1實際參數(shù)取值，計算得該結構的實際安全系數(shù)為1.22。證明該軟土地基固結后作為結構持力層有足夠的安全儲備。

4.4 固結時間預估

(5)

(6)

(7)

式中:m為正奇數(shù)；TV為時間因數(shù)；t為固結歷時；H為排水最長距離,據(jù)圖2取6.13 m;CV為土層的固結系數(shù);k為滲透系數(shù);Es為側限壓縮模量;γw為水的重度。

研究認為泥巖層不透水，土層滿足太沙基單向滲流固結理論的基本假設。經計算該軟土層經堆載作用，平均固結度達到95%所需要的固結時間約為17個月。所需施工時間偏長，建議使用其他地基處理方式。

5 結論與建議

分析成宜高速公路某段軟土地基軟土層的基本物理力學性質，通過數(shù)值模擬計算，對該段軟土路基結構的穩(wěn)定性進行了研究，探討了該軟土層作為工程地基土使用的可能性，得到以下主要結論：

(1) 該軟土為新近沉積的欠固結高液限黏土，天然含水率較大，具有高壓縮性，天然抗剪強度較低。固結后抗剪強度增長了大約2倍。

(2) 未固結軟土作為地基土使用時，不足以支撐上部路基荷載；但經充分固結后，該軟土的強度滿足路基設計需求，此時路基整體結構的實際安全系數(shù)為1.22。

(3) 地基土抗剪強度較低時，地表傾斜對地基土的位移影響更為明顯。臨界狀態(tài)時，路基結構傾向于從薄弱一側先發(fā)生破壞，另一側保持相對穩(wěn)定。

(4) 該軟土天然滲透系數(shù)較低。僅依靠堆載促進軟土滲流固結，所需施工時間偏長。在工程中應結合工期成本合理選擇地基處理方式。