泥質粉砂巖物理改良土路基長期動力穩定性分析

陳湘亮，王永和，周天應，王燦輝

（1.中南大學 土木工程學院，湖南 長沙，410075；2.湖南城市學院 土木工程學院，湖南 益陽，413000；3.長沙理工大學 土木與建筑學院，湖南 長沙，410004）

武廣（武漢—廣州）高速鐵路沿線廣泛分布泥質粉砂巖、含礫砂巖、泥質板巖、千枚狀板巖等軟質巖。軟質巖的主要特點是黏土礦物成分含量高，強度低，性能不穩定，易風化，易軟化，且易崩解，路用性能較差，在鐵路、公路中的應用受到限制。若能將其用于武廣高速鐵路路基基床以下部分填筑，則可節省大量工程投資，同時也減少棄方，保護環境，社會效益和經濟效益明顯。對于高速鐵路無砟軌道路基，應使其與在輪軌力相互作用引起的荷載作用下不發生明顯的顆粒重分布、顆粒粉碎現象以及相應的塑性變形，即保持長期動力穩定性，因為它直接關系到列車運營的安全性、舒適性和鐵路的維護費用。隨著無砟軌道高速鐵路的建設，人們對路基長期動力穩定性開展了大量的理論和試驗研究。根據德國鐵路部門的經驗，只要路基按照其規定的標準規范進行施工并且使用所規定的無黏性土，路基的動態穩定性就能基本上達到。德國鐵路公司在1997年的路基規范[1]中引入了以臨界振動速度為控制參數的動力穩定性分析方法。2008年版德國鐵路路基規范（Ril 836）[2]提出了對時速高于200 km/h的鐵路路基進行動力穩定性分析驗算的要求，同時，引入了振動速度和動剪應變2個參數供選擇，但沒有給出相應的評判標準。Vucetic[3]在分析、統計大量不同類型的土在動力或循環荷載作用下室內試驗結果的基礎上，將土的反應用2個剪應變門檻即體積剪應變門檻 γtv和線性剪應變門檻 γt1來分類。胡一峰等[4]開展了長期動力穩定性的工程研究，提出了理論上較為合理、操作上比較方便的以動剪應變參數為基礎的分析方法，并在此基礎上，通過室內共振柱試驗確定了中、高塑性黏土在相應邊界條件下評判其長期動力穩定性的指標，以作為現場是否換填和確定換填深度的依據。這項研究結果的應用為紐倫堡—因戈斯塔特線南標段路塹區建設節省投資、縮短工期提供了技術保證。劉曉紅等[5?6]采用動剪應變法評價了武廣高鐵無砟軌道紅黏土路塹基床的動力穩定性，并給出了不同物理狀態下紅黏土基床最小換填厚度建議值。我國一般采用動強度作為控制指標，認為當路基的動應力小于填料的臨界動應力時，基床的動力穩定性滿足要求。國內外對軟巖改良后作為高速鐵路路堤填料的研究較少，缺乏軟巖改良土填筑路基的技術標準。國內對軟巖的路用工程性狀尚沒有進行過完整、系統的研究，對高速鐵路采用軟巖改良土作路堤填料的技術研究較少，還沒有采用軟巖改良土用作高速鐵路路堤填料的成熟技術。對于高速鐵路無砟軌道路基，軟巖改良土是否適于路基填料，需充分考慮動響應對路基動力穩定的影響。考慮到影響高速鐵路路基長期動力穩定性的因素很多，若只考慮其中1種或2種因素，則不能全面反映路基長期動力穩定性問題。為此，本文作者根據相關研究成果以及室內試驗和現場測試情況，著重針對武廣高速鐵路中弱?強風化泥質粉砂巖物理改良土，采用干濕循環擊實、共振、臨界動應力、動剪應變等參數綜合評價軟巖改良土的動力穩定性，以便為今后高速鐵路路基長期動穩定性研究提供參考。

1 工程概況

1.1 弱～強風化泥質粉砂巖的工程性質

白堊系及下第三系泥質粉砂巖主要分布在武漢至廣州高速鐵路 DK1557+000～DK1561+600和DK1606+000～DK1647+000處。弱?強風化泥質粉砂巖化學成分和礦物成分差異性較大，隨地點、位置、環境等變化而變化，化學成分主要以SiO2，Al2O3，CaO和 Fe2O3為主，這 4種氧化物含量（質量分數，下同）占80%以上，見表1。由表1可見：泥質粉砂巖中SiO2和CaO的含量占總含量的70%以上，強度一般較高。弱～強風化泥質粉砂巖 pH為 6.7～6.9，呈弱酸性。泥質粉砂巖這類軟質巖，穩定性差，在風化作用以及地表水和地下水的作用下，其強度迅速減弱。弱～強風化泥質粉砂巖開挖棄碴大部分呈塊石狀。根據現行巖土分類標準，部分填料組別為C組，大部分填料組別為D組，故應對其進行改良。

根據試驗工點弱～強風化泥質粉砂巖破碎料及外摻粗砂的篩分試驗結果，對其摻20%的中粗砂后，弱?強風化泥質粉砂巖破碎料可以滿足高速鐵路路基對填料級配的顆粒粒徑要求，其級配曲線見圖 1。經計算，摻配20%中粗砂后的物理改良土曲率系數Cc=1.9，不均勻系數Cu=85.7，級配良好。

表1 泥質粉砂巖巖塊的主要化學成分（質量分數）與pHTable 1 Main chemical components and pH of argillaceous siltstone blocks

圖1 弱?強風化泥質粉砂巖及物理改良土的級配曲線Fig.1 Grading curves of weak to highly weathered argillaceous siltstone and its physical improved soil

1.2 工點概況

弱?強風化泥質粉砂巖物理改良土試驗路段設置在DK1623+405～+505段，其基底采用CFG樁加固，樁徑為0.5 m；改良土上面填筑2.3 m厚的A和B料，一起構成基床底層部分；再往上就是基床表層，為0.4 m厚摻5%水泥的級配碎石。

根據試驗需要，選擇DK1623+430斷面進行動響應測試，主要測試在列車動荷載作用下軟巖改良土路基各填筑層的動力特性，測試元件布置如圖2所示。

圖2 測試元件布置圖Fig.2 Layout of test element

由圖2可見：該監測剖面于基床表層頂面、基床底層頂面、基床底層頂面以下2.3 m、基床底層頂面以下3.3 m布置應變式土壓力盒、拾振器、加速度計等測試元件。測振系統由測試元件、放大器和采集分析系統3部分構成。

2 改良土路基長期動力穩定性評價

若路基動態穩定性差，則會出現以下負面效果：第2次沉降量更多；顆粒粉碎；剩余空隙水壓力引起液化作用；彈性總體變化不穩定。若利用土坑或路塹土的棄碴以及其他碎石、改良土或泥土作為路基填料，則必須進行路基動態穩定性驗證，以滿足路基長期穩定性的要求[7]。

在一般情況下，鐵路路基的長期動力穩定性問題可以分為以下3類：在動力荷載作用下，土體反復受剪后其骨架可能發生變化（顆粒重分布），這時，路基將發生相應的體積變化和塑性變形，導致附加沉降；土在強振作用下發生顆粒粉碎，導致顆粒形狀的變化和細顆粒增加，使路基出現明顯的附加變形；動力接觸穩定，即不同材料界面在動力荷載作用下發生顆粒遷移和侵蝕現象，并引起附加變形。第3類問題一般只對有砟軌道的道砟床和下臥基床的基礎面才有意義[4]。由于影響路基長期動力穩定性的因素較多，只考慮其中1種或2種因素不能全面反映路基長期動力穩定性問題，為此，本文作者采用綜合分析的方法對路基的長期動力穩定性進行評價。

2.1 干濕循環擊實法

填料顆粒級配是否變化是填料動力穩定性的重要物理指標，為驗證填料能否滿足動力穩定性要求，可通過循環擊實試驗驗證。根據德國的研究成果，動應力對路基填料的影響可以采用《鐵路工程土工試驗規程》（TB 10102—2004）中的Z3標準條件下的循環擊實25次（即將擊實次數由94次改為25次）進行研究，其作用于動應力對軟質巖填料的破碎作用效果比較相似。基于上述理論，通過循環擊實試驗下顆粒粒徑級配的變化來研究弱?強風化泥質板巖物理改良土填料的動力穩定性。該試驗可評價路基填料在施工及運營階段動力荷載的動力穩定問題。

本文采用干濕循環擊實試驗的方法，除可以考慮動力荷載影響外，還包含干濕循環試驗測試填料的崩解特性。具體試驗方法及步驟為：首先選取弱?強風化泥質板巖物理改良土，在溫度為105 ℃的環境下放置24 h，然后配水至最優含水量，并燜料 24 h后進行擊實（擊實25次）。擊實完成后將試件在水中浸泡24 h，再烘干、配水、燜料、擊實、浸泡，如此循環往復 5次。試驗結果見圖3。

從圖3可以看出：隨著擊實循環次數的增加，級配曲線整體向上方移動，顆粒粒度明顯由大變小；且隨著循環次數的增加，曲線移動距離減少，顆粒級配變化逐步減少。第3次循環后顆粒級配的變化便很小，說明泥質粉砂巖物理改良土經過一定擊實功的作用后，再將其反復泡水與擊實，顆粒粒徑的變化量逐漸變小，最終趨于穩定。通過弱～強風化泥質板巖物理改良土的干濕循環擊實試驗，可以初步判斷其在長期鐵路動荷載作用和風化聯合作用下，其細顆粒的含量最終為35%左右，小于德國鐵路規范對路基本體填料細顆粒含量限制在45%的要求。

圖3 泥質粉砂巖物理改良土循環擊實篩分曲線Fig.3 Cycle compaction sieve curves of argillaceous siltstone physical improved soil

2.2 共振

當列車以一定速度通過路基時，將對路基產生激勵荷載，使路基產生受迫振動。當激勵頻率與路基自振頻率一致或相近時，將產生共振，使列車與軌道振動加劇導致振動加速度幅值急劇變大。為了防止共振發生，列車的激勵頻率應盡量避開路基的固有頻率。幾年前，瑞典的1條高速鐵路因路基共鳴振動而被毀壞。因此，應準確地測試路基的自振頻率與列車的激勵頻率。

2.2.1 列車的激勵頻率

列車在軌道上高速行駛，對路基產生的激勵頻率可以分為與行車速度相關和無關2部分。無關部分主要由軌道不平順等引起[8?11]。這里主要考慮相關部分的激勵頻率。列車作用的激振頻率f可用下式計算：

式中：ve為列車運行速度（m/s）；L為擾動波長度（m）。CRH3型動車組參數如下：轉向架固定軸距長為2.5 m，頭尾車長為25.7 m，中間6節車長均為25 m，轉向架間距為7 m。按武廣高速鐵路的設計運營速度350 km/h計算，則產生的激振頻率分別為 3.9，13.9和38.9 Hz。為了對計算結果進行驗證，經現場實測，在車輛荷載作用時，對所獲得的時程曲線進行快速傅里葉變換，并加漢寧窗抑制泄露，得到幅值譜曲線如圖4所示。

圖4 車輛作用幅值譜分析Fig.4 Amplitude spectrum analysis under train load

從圖4可以看出：列車通過時，對路基產生了幾個主要幅值較高的峰值點，分別為 4.0，12.9和 38.1 Hz，這與計算結果基本相符。

2.2.2 路基的自振頻率

路基的固有頻率可以通過模態分析獲得，還可以在試驗段埋設測試原件，采用環境激勵測試獲得；可以在列車通過后，對被激勵結構的衰減自由振動波形采用最大熵譜方法分析路基的固有頻率[12]。本文采用環境激勵的方法測得路基的自振頻率為22.0 Hz（一階頻率），環境激勵幅值譜曲線如圖5所示。

從圖5可知：泥質粉砂巖物理改良土路基一階自振頻率約為22.0 Hz，而實測列車荷載的作用頻率主要峰值點分別為4.0，12.9和38.1 Hz，與路基的自振頻率相差較遠，因此，路基在輪軌力的激勵下不會產生共振。

圖5 環境激勵幅值譜分析Fig.5 Analysis of ambient excitation amplitude spectrum

2.3 臨界動應力

當路基填料的臨界動應力小于列車動荷載產生的動響應時，在列車動荷載往復作用下，會導致土體結構破壞失穩，強度降低，變形迅速增大，直至破壞。當臨界動應力大于列車動荷載傳遞到軟巖改良土時的動應力時，在動荷載作用下，土體被逐漸壓密，應變增量逐漸減少，當加載到一定次數時，土體密度達到一定程度。因此，實際動應力小于臨界動應力，基床是長期動力穩定的[13?15]。

經現場實測，當列車以350 km/h的速度通過時，軟巖改良土頂面實測動應力最大值為4.74 kPa。而對于壓實系數為0.92的泥質板巖全～強風化物動三軸試驗結果表明其臨界動應力為58.0 kPa。經試驗證實，軟巖路用性能由弱至強依次為：泥質板巖全～強風化物→泥質粉砂巖全～強風化物→泥質粉砂巖泥質弱～強風化物→泥質粉砂巖泥質弱～強風化物物理改良土。故若泥質粉砂巖弱～強風化物物理改良土的臨界動應力也取為58.0 kPa，是最保守的設計，它是現場動測結果的12倍。這說明泥質粉砂巖弱～強風化物物理改良土的長期動力穩定性能夠得到充分保證。

2.4 動剪應變

Vucetic[3]在分析、統計大量不同類型土在動力或循環荷載作用下室內試驗結果的基礎上，將土的反應用2個剪應變門檻即體積剪應變門檻γtv和線性剪應變門檻γt1分類。結果表明：若動力荷載作用下引起的動剪應變幅值超過體積剪應變門檻，則土骨架在短時加載條件下將發生不可恢復的體積變形（塑性變形）。在統計大量室內試驗結果的基礎上，Vucetic[3]給出了體積剪應變門檻γtv和塑性指數的相關關系。根據剪切波傳播理論，動剪應變幅可以表達為：

式中：vres,eff,z為距路基面深度z處的有效振速；cs為土的剪切波速；Gd為土的動剪模量；ρ為土的密度；vres,eff,0為路基面處有效振速。

從式（2）可以看出：動剪應變可同時反映振動荷載（振動速度）和土的動力剛度（剪切波速）的影響，是1個無量綱參數。

由圖1可知軟巖改良土頂面距路基面為2.7 m，故其vres,eff,z可按以下方法計算：

（1）按行駛速度 350 km/h考慮，vres,eff,0=0.2e（ 0.011ve）=9.4 mm/s；vres,eff,z=vres.eff,0·e（?0.2z）=5.5 mm/s。

（2）根據現場實測路基面處最大振速為 2.85 mm/s，有效振速取最大振速的 1/3，vres,eff,0=2.85×1/3=0.95 mm/s，vres,eff,z=vres.eff,0·e（?0.2z）=0.6 mm/s。

（3）實測改良土頂面最大振動速度為1.19 mm/s，vres,eff,z=1.19×1/3=0.4 mm/s。

綜合以上計算結果，按不利因素考慮，取vres,eff,z=5.5 mm/s。

改良土的剪切波速根據現場實測結果確定。當缺乏試驗條件或進行初步分析時，可以采用公式估計。經現場試驗并考慮一定安全系數，取改良土 cs=310 m/s。計算的 γ=vres,eff,z/cs=1.8×10?5。

由文獻[4]可知，弱強風化泥質粉砂巖物理改良土 ： γt1=6.5×10?6，體積剪應變門檻下限值γtv,U=8.7×10?5，體積剪應變門檻平均值γtv,M=2.6×10?4。

從計算結果可以看出：γt1＜γ＜γtv,U。按照路基長期動力穩定性評判準則，當 γ≤γt1時，土處于彈性狀態，路基是長期穩定的；當γtv≤γ時，路基是不穩定的；當 γt1＜γ＜γtv時，路基短期是動力穩定的。長期穩定性需考慮車輛荷載產生的長期累積塑性變形，并進行進一步分析，但根據文獻[4]，當 γ＜1/5γtv,M時，可認為路基是長期動力穩定的，而計算結果為γ/γtv,M=1/14，故可認為弱～強泥質粉砂巖物理改良土路基長期動力穩定性滿足要求。

從以上參數分析結果可以看出：弱強風化泥質粉砂巖物理改良土路基滿足長期動力穩定性要求；從各指標的評價結果來看，動剪應變反映更全面，要求更高，其他參數較其更易于滿足要求。

3 結論

（1）經采用循環擊實、共振、臨界動應力、動剪應變等參數綜合對弱～強風化泥質粉砂巖物理改良土路基長期動力穩定性進行分析，證實其處于長期動力穩定性狀態。采用綜合評價方法，可以更全面反映路基填料在施工階段及運營階段的動力荷載等對其動力穩定的影響。

（2）填料的干濕循環、臨界動應力，路基的自振頻率、動剪應變幅值等均可以通過室內試驗或理論分析獲得，且與現場實測結果基本一致。因此，對于路基填料的長期動力穩定性分析，可以首先通過室內試驗以及理論分析進行初步評價。

（3）對于路基長期動力穩定性分析方法，動剪應變方法有更高的要求，是一種較優的評價方法。

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