黃土填方場地管溝變形破壞機理研究★

李 陽，劉 魁，楊博文，姚 淼

(信息產業部電子綜合勘察研究院，陜西 西安 710054)

1 概述

該黃土填方場地位于高陵區，渭河左岸，渭河北塬南側，隨著場地建設，由北向南平山造地形成場地南側高填方區域，管溝在填方區布設過程中受填方土體不均勻沉降影響，發生了張拉、剪切或者共生破壞，成為難以解決的工程問題。

國內外在管道試驗研究方面成果豐碩，王曉霖等[1]對開采沉陷區埋地管道進行了力學分析，提出沉陷區埋地管道最大應力與應變的簡化判定公式。李順群[2]推導了復雜條件下Winkler地基梁公式。馮啟民[3]公式推導了沉陷作用下管道破壞的判別公式。劉全林[4]分析計算了地埋管道與土體相互作用平面之間的關系。梁建文[5]給出在動荷載作用下地埋鋼管的受力與變形情況。孫書偉等[6]研究了黃土地區填土邊坡滑坡對管道的影響。顧安全[7]對上埋式管道垂直土壓力進行了分析。此外,周敏[8]、尚爾京[9]、王峰會[10]等，探討了地層坍塌引起的管道變形。Li L，Charles H. Trautmann等[11]應用離心模型試驗和現場實測等方法研究了埋管在上、下沉和水平側動時用于管道上的土壓力及其分布。Itzhak Shmulevich等[12]利用大土箱對柔性管和剛性管所受的法向應力和切向應力進行了測定。Kenneth J. Nyman[13]研究了埋管軸向變形與軸向作用力之間的關系。Abhijit. Dasgupta等[14]在對箱型下水管的大比例模型試驗研究中發現，由于管土的相互作用使得作用于管道周圍的土壓力均低于傳統理論的計算值。

隨著計算機仿真技術的發展，數值模擬法逐漸被國內外學者重視與認可，在管道破壞分析方面，周學深等[15]利用ABAQUS軟件分析了天然氣管道通過高填方場地道路區因不均勻沉降引起的應力變化情況。鄧雪昌等[16]利用3DEC對高速下落巖體沖擊地面、引起埋地管道動力響應的過程進行數值模擬。吳韶艷等[17]利用FLAC 3D分析了采空區埋地管道變形規律。國外Davis P[18]，Amirat A[19]，DELeon D[20],Kale A[21]等應用數值分析對不均勻土作用、地層不均勻沉降等進行了模擬計算。

前人的研究成果主要從試驗、模擬方面對地埋管道變形進行了研究，本文依托具體填方變形場地管溝變形破壞實例，將現場勘查、測試分析與數值模擬相結合，對比分析了填方區大尺寸管溝變形破壞原因，從現場管道破壞的本質出發，對填方區變形引起的管道破壞機理進行了完善。

2 填方場地管溝破壞工程背景

本文選取了某典型填方區管溝破壞實例，根據填方場地的工程地質特征，對變形區進行了現場調查和鉆探取樣工作，通過室內土體物理力學性質試驗獲得了相應巖土參數。

變形區位于渭河河堤北側塬邊，地貌單元屬低級殘留黃土塬(粉質黏土①)，河堤部分原地貌為河岸 Ⅰ 級階地(粉質黏土②)，黃土塬與 Ⅰ 級階地局部夾雜了一層軟弱下臥層。7 a前黃土塬由北向南平山造地，將挖方土體填筑于 Ⅰ 級階地與軟弱層上方，經人工夯實，并在填筑體邊緣砌筑了磚構擋土墻，形成現有邊坡。坡頂標高(378.26 m～379.58 m)，坡底標高371.12 m，如圖1所示。別墅位于挖方邊緣，距地貌單元分界線3 m左右，別墅南側填方區修筑了道路與C30混凝土管溝，管溝位于道路北側，別墅南側，埋深約1.2 m，距地貌單元分界線2.5 m左右。地下水為松散巖類孔隙水，水位線位于該軟弱下臥層內。

調查發現，別墅南側土體發生不均勻沉降，見圖1，別墅南側地表沿東、西方向出現多條單獨裂隙，見圖2(a)。隨后裂隙不斷擴張、貫通，形成大范圍張拉裂縫，最大裂縫出現在人工填土與原狀土交界的地貌單元分界線處，縫寬20 cm左右，深度超過2 m。另外，擋墻與人工填土間也出現寬約10 cm的裂縫，導致管溝發生嚴重變形，中部發生斷裂，如圖2(b)所示。

同時，土層沿河床走向發生了不均勻沉降。將變形區管道開挖后，可直觀地看到(見圖2(c)，圖2(d))，管溝中部出現了扭轉與不均勻沉陷，引起管溝底部和兩側開裂，管溝彎曲變形發生剪斷破壞致使管溝內管道破裂，并引起管道滲漏，填筑土受到滲水浸泡，加劇土體發生不均勻沉降，導致管溝破壞區上方花園擋墻處出現裂縫，同時致使管溝破壞區附近地表出現失陷坑。

3 填方場地穩定性分析

3.1 建立模型

地埋管溝埋置于土體內部，與土體相互作用，土體變形是導致管溝破壞的主要原因，因此研究填方場地的受力與變形狀況對分析管道破壞機理具有重要意義。研究區原始直立邊坡處于相對穩定狀態，填方區與黃土塬良好接觸(見圖1)，填方區最大填方高度超過15 m。為了解填方后邊坡地基變形特征及其變形發展規律，本文根據現場勘查所取得的數據，利用Midas/GTS數值模擬軟件對比分析填方區地基土與管溝受力變形特性。

由圣維南原理確定出變形區影響范圍大致為變形區的3倍，利用軟件建立了現場1∶1單元模型，真實還原了變形區各地層與結構物的物理力學關系。計算模型選用摩爾-庫侖強度準則，土層與結構選用實體單元，交界面選用接觸單元，模型底部邊界鉸支、四周邊界滑動支撐。根據表1土與混凝土物理力學參數賦值，所建模型見圖3。

表1 土與混凝土物理力學參數

3.2 填方地基變形規律

黃土塬(粉質黏土)與人工填土(素填土、雜填土)物理力學性質差異明顯，在上部別墅荷載(按30 kPa考慮)與土體自身重力作用下，填方地基發生了不同程度的變形。

圖4為填方場地地基變形云圖，從圖4中可以看出，黃土塬和Ⅰ級階地經長期固結處于相對密實狀態，因此變形量較小。而填土密實度低、軟弱下臥層抗壓縮能力差，在壓縮固結和上覆荷載共同作用下，填土和軟弱下臥層發生了較大變形。

圖5(a)，圖5(b)分別對應了地基不同深度土體豎向和水平方向發生的位移(測線1、測線2)，在豎向位移曲線圖中，交界面附近土體厚度在0 m～17 m范圍內時，豎向位移基本不隨埋深增大而增大，20 m～22 m豎向位移隨埋深急劇減小，該變化趨勢與軟弱下臥層有關。填方體厚度在0 m～5 m時，填方中部土體隨深度增加豎向位移變化較為緩慢，埋深大于5 m以后變化趨勢逐漸增大。填方厚度在0 m～6.5 m范圍內時，填方中部豎向位移大于交界面附近填方位移，說明在該埋深范圍內管溝右側土體沉降量大于左側，管溝將沿順時針扭轉。

從圖5(b)水平位移分析曲線圖中可以看出，土體隨地基深度增大，先增大后減小，填方中部和交界面附近土體分別在埋深20 m和15.2 m處出現峰值，最大水平位移分別為48 mm和46 mm。軟弱下臥層在上部荷載作用下向兩側移動，因此填土中部土體呈現的峰值較陡。深度在0 m～2.5 m和大于17 m兩個區間內，填方中部水平位移大于交界面附近土體。

圖6為地表變形曲線(測線3)，-3.0 m～0 m為黃土塬區域，0 m～12.2 m為填方體。從黃土塬與填方地表沉降曲線可以看出，隨著距地貌單元分界面距離的減小，黃土塬與填方均滿足沉降量增大規律。黃土塬固結沉降量較小，最大沉降量僅4 mm；相對于黃土塬，填方地表沉降量呈現出斷崖式增大，最大達到了49 mm，達到了黃土塬的10多倍，兩者之間出現45 mm高的沉降臺階。

從圖6黃土塬與填方區水平位移曲線能夠看出，黃土塬與填方體距離地貌單元分界面越近，地表發生的水平位移越大，最大水平位移分別為8 mm，15 mm。地表變形基本滿足沉降大的地方水平變形也較大的規律(僅在靠近右側擋墻處，地表水平位移有增大趨勢)。該變形規律說明軟弱下臥層壓縮變形引起填方場地沿地貌單元分界面滑移，從而出現了圖1中擋墻與土體間的“裂縫2”。

4 管溝破壞機理分析

4.1 管溝破壞形式分類

管溝的破壞形式多種多樣：沿縱向、徑向拉伸引起的破壞、沖擊引起的損傷破壞、管溝接頭處的滲漏破壞等形式。這些破壞與管溝的材料、尺寸、埋深、接口形式等有關。管溝可視為埋置于土體中的梁單元桿件結構，當支點較遠時(中部脫空)，較小的荷載便可在梁中部產生較大撓度，因此沿縱向引起的拉伸破壞為最常見，管溝破壞也屬于該種破壞形式。

4.2 管溝變形分析

圖7為管溝在填方場地作用下發生的位移云圖，管溝沿軸向和徑向均發生了不同程度的位移，對比1-1和2-2斷面能夠清晰的看出，相對于管溝兩端，管溝中部水平位移和扭轉變形較大。

圖8為圖7中管溝對應位置測線的相對位移圖。管溝兩端位移量較小，中部位移較大。管溝底部距左端19 m處位移達到最大值(30 mm)，位移曲線相對平滑；管溝頂部距左端21.5 m處位移達到最大值(25 mm)，距左端0 m～21.5 m曲線曲率方差較大，說明該區間內管溝頂部不均勻變形較大；管溝右側距左端20 m處位移達到最大值(19 mm)，距左端0 m～17 m曲線曲率方差較大，14 m～17 m區間達到最大。管溝左側整體位移相對較小，曲線也較為平滑。從斷面1-1,2-2,3-3示意圖可直觀的看到，管溝端部扭轉變形較小，中部扭轉變形相對較大，最大轉角達到9°。

圖9為圖7中管溝對應位置測線的等效應變圖，對比圖8,圖9可以看出管溝頂部和底部應變變化明顯，兩側變化較小。管溝底部兩端應變較大，而對應的底部兩端變形量較小，由此說明，變形與應變并不一一對應，單以變形量作為管道的破壞判斷依據不夠科學。根據GB 50010—2010混凝土結構設計規范(以下簡稱規范)，標準養護下C30混凝土軸心抗拉強度代表值(標準值)對應的混凝土峰值拉應變為95e-6，從圖9能夠看出，管溝底部的17.5 m處和端頭最大拉應變分別為107e-6和115e-6，由第二強度準則可以得出該兩處管溝發生了斷裂破壞。

4.3 管溝受力分析

材料力學第一強度理論(最大拉應力理論)認為，引起材料脆性斷裂的因素為最大拉應力，無論什么應力狀態下，只要材料內部一點處的最大拉應力σ1達到單向拉應力的極限拉應力σb狀態，材料就會發生破壞，其判別條件為σ1≥σb。因此，可將該強度理論作為管溝是否破壞的另一判據。

圖10為管溝沿走向的應力圖，混凝土管溝作為土體中的結構材料，其彈性模量遠大于土體，土體極小的變形便可引起管道應力急劇增大。由圖10可以看出，管溝四周應力基本沿管溝中部對稱。管道頂部和兩側應力為凹曲線，中部為壓應力，兩端為拉應力，兩側應力較小，最大拉應力為0.47 MPa，管道上部應力相對較大，最大拉應力為2.16 MPa。管溝底部應力為凸曲線，中部拉應力，兩端壓應力，最大拉應力距管溝17 m左右，達到了2.24 MPa。

GB 50010—2010規范給出，標準養護下C30混凝土軸心抗拉強度代表值(標準值)為2.01 MPa，實際工程中，管溝混凝土養護很難達到標準養護，其抗拉強度極限值也小于2.01 MPa。管溝底部17 m左右位置和管溝上側將發生強度破壞，破壞后管溝應力狀態重新分布，集中應力向深層土體擴散。

在不考慮邊界條件(管溝端部應力集中)下，管溝可近似看作“無限長”的兩端固定梁，結構力學指出，均布荷載作用下梁中部彎矩最大，管溝的破壞主要發生在底部最大的受拉區，土體的變形很容易引起管溝底部的脫空，使管溝的受力形式發生改變，引起管溝應力的急劇增加。

5 滲漏引起的次生災害效應

人工填土與自然狀態下的黃土塬相比，顆粒骨架結構遭到破壞，顆粒間點接觸增多，面接觸減少，導致土體黏聚力變小，土體孔隙比變大，處于欠固結狀態。而填土中存在著大量易溶鹽，管溝破壞后，土體中的易溶鹽遇水溶解，顆粒間黏聚力進一步降低，當水頭壓力開始大于顆粒間的黏聚力時，易溶鹽膠結將發生斷裂，使得土體強度降低，在上部荷載作用下，土體發生濕陷變形。管溝破壞后，管溝中的積水從管溝裂縫中流出，滲入填土中，使得填土浸水變形，水流通過密實度較低的單元交界面和擋墻與土體裂縫(圖1中的裂縫2)等處進行排泄。現場調查發現，管道滲水后水流沿裂縫2方向(臨空面方向)滲透較明顯，導致管溝右側土體發生顯著不均勻沉降，引起路面開裂，隨著填土區變形的進一步擴大，管溝右側的擋墻也將發生變形破壞，見圖11。

從圖11中可以看到，管溝發生滲漏后，水沿管溝底部滲流，進入孔隙比相對較大的填方土體，填方區主要位于管溝左側，因此管溝左側沉降較大。水進入后“填方1”最先沉降，在上覆土壓力和自重作用下，“填方2”“填方3”依次沉降，隨著沉降累計疊加，導致路面出現塌陷區。

混凝土管溝屬于脆性材料，且沿軸向較長，抗彎能力差，滲流引起的不均勻沉降進一步導致管溝破壞加劇。另一方面，受地基處理技術制約，人工填土的孔隙比、液限指數離散性較大，使得場地填土密實度差異明顯。由滲漏引起的填土強度降低可進一步導致填方不均勻沉降增大，進而加劇管溝破壞，從開始的滲漏變為跑水，形成惡性循環，導致支護結構失穩，建筑結構發生破壞。

根據以上存在的問題，有必要對填方區淺埋管溝進行特殊處理，比如管道間做成柔性連接，形成讓壓結構，減少使用剛性材料，同時做好隔水密封效果(尤其是對潛在裂縫位置的密封)，并定制定期檢查機制，從源頭上避免管道滲漏引起的次生災害。

6 結論與建議

1)通過數值模擬分析了填方場地的穩定性，發現填方場地距地貌單元分界線越近地表沉降和水平位移越大的規律，深層土體沉降和水平位移與軟弱下臥層的力學性質相關。

2)對管溝的破壞形式進行了分析，發現管溝破壞過程中既有彎曲又有扭轉變形，利用第一、第二強度理論作為管道破壞判據，管溝的破壞主要是應力應變超過管道的極限值所產生的。

3)從微觀和宏觀兩方面對管溝滲漏引起的次生災害進行了分析，指出漏水是導致管溝發生次生災害的誘因，漏水引起填方土體發生二次沉降，加劇管道破壞，形成惡性循環。

4)在對黃土高填方管溝破壞治理時，建議對管溝周邊灰土或混凝土填充，并做夯實處理，盡量避免土體不均勻沉降。替換破壞的管溝結構時，最好選用柔性密封材料，提高管道的抗變形能力，同時降低滲漏概率。