王永成

（云南省紅河州水利水電勘察設(shè)計研究院，云南蒙自 661100）

阿白沖水庫粘土心墻壩動力應(yīng)力變形及穩(wěn)定性研究

王永成

（云南省紅河州水利水電勘察設(shè)計研究院，云南蒙自 661100）

針對阿白沖水庫粘土心墻壩主要筑壩材料開展了動力三軸試驗，研究了壩料的動力特性。根據(jù)壩料動力試驗資料，提出了壩體動力應(yīng)力變形分析計算的模型參數(shù)，采用三維非線性有限單元法分析了壩體的應(yīng)力變形特性和動力反應(yīng)，研究了壩體的動力反應(yīng)加速度分布、壩體加速度放大特性、壩體動位移、壩體地震永久變形等。在壩體動力計算和壩坡穩(wěn)定分析的基礎(chǔ)上，評價了該粘土心墻壩的安全性。

阿白沖水庫；粘土心墻壩；地震；應(yīng)力變形；穩(wěn)定性

圖1 心墻壩標準剖面圖

石屏縣阿白沖水庫擬建于紅河二級支流阿白沖河中下游河段，壩址位于石屏縣新城鄉(xiāng)阿白沖村附近，河谷形狀呈“U”形，河床底寬約40m，頂寬約270m，兩岸坡基本對稱，地形完整，左岸山體較為寬厚。壩址及庫區(qū)地層主要為板巖，無不良的物理地質(zhì)現(xiàn)象。大壩為粘土心墻壩，壩頂高程1566.80m，壩頂寬10.0m，壩頂長256.5m，最大壩高 89.2m。心墻上游側(cè)與風化料相接處設(shè)置混合反濾層，心墻下游側(cè)與風化料相接處設(shè)置二級反濾層，心墻后壩體內(nèi)設(shè)置排水砂管，壩腳處為堆石排水棱體，棱體頂寬 3m，頂部高程 1480.00m。圖 1為心墻壩設(shè)計剖面圖。

云南省處于我國地震高發(fā)區(qū)，水庫大壩的抗震安全非常重要，在水庫大壩抗震設(shè)計方面，許多學者開展了深入的研究[1～6]。為研究阿白沖水庫大壩的抗震穩(wěn)定性，根據(jù)當?shù)刂尾牧咸匦裕_展了 3個方面的研究：①針對主要筑壩料（壩殼風化料、心墻土料和反濾料）進行了動力三軸試驗，研究了其動力特性，并提出了動力計算參數(shù)。②采用三維非線性有限元進行了大壩動力反應(yīng)分析，研究了壩體動力反應(yīng)加速度、動位移和地震永久變形，分析了心墻反濾料地震液化的可能性。③針對地震動力狀態(tài)的不同概率水平進行了壩坡穩(wěn)定性分析。

1 壩料動力特性試驗

壩殼風化料動力特性試驗采用 1500kN大型動靜三軸壓縮試驗儀進行，心墻土料及反濾料的動力試驗采用GDS電機控制的動三軸試驗系統(tǒng)進行。分別針對現(xiàn)場取樣的壩殼風化料、反濾料和心墻土料進行了試驗，試驗所用風化料制樣相對密度控制為0.85，其最大、最小干密度分別為1.96 g/cm3和1.40 g/cm3，制樣干密度取 1.86g/cm3；反濾料制樣相對密度控制為0.75，其最大、最小干密度分別為2.06 g/cm3和1.57 g/cm3，制樣干密度取1.91g/cm3；心墻土料制樣干密度取1.62g/cm3。

壩殼風化料動力試驗結(jié)果見表 1，試驗結(jié)果表明，壩殼風化料動模量相對較低，阻尼比和殘余變形較大。反濾料I動力試驗結(jié)果見表2，由試驗結(jié)果可見，反濾料動模量較低，但殘余變形比壩殼風化料較小。心墻土料動力試驗結(jié)果見表3。

表1 動力特性試驗試驗結(jié)果及殘余變形特性試驗參數(shù)

表2 動模量和阻尼比模型參數(shù)及殘余變形參數(shù)

表3 動模量和阻尼比模型參數(shù)

2 心墻壩動力特性計算結(jié)果分析

采用三維有限元法對阿白沖心墻壩進行動力分析計算，有限元計算中應(yīng)用比奧固結(jié)理論對心墻及反濾料進行有效應(yīng)力應(yīng)變分析，對上、下游壩殼采用總應(yīng)力方法進行應(yīng)力應(yīng)變分析，動力計算采用等價粘彈性模型[7～8]。

2.1 計算參數(shù)與荷載

壩料靜動力應(yīng)力應(yīng)變模型計算參數(shù)根據(jù)室內(nèi)試驗成果以及地質(zhì)勘察報告，結(jié)合工程類比的方法確定。表4給出了動力計算模型計算參數(shù)。

表4 動力計算參數(shù)

地震動力作用通過輸入地震歷時過程中基巖加速度施加。本文動力計算采用加速度時程分析法，在得出運行期壩體的應(yīng)變、應(yīng)力分布后，假定某一時刻發(fā)生地震，把地震持續(xù)時間分成 20～30個時段，對每一時段先進行動力分析，動力方程采用Wilson-θ的逐步積分法求解，積分步長為0.02秒，每一時段結(jié)束后，求出各點的加速度和動應(yīng)力、動應(yīng)變，并用經(jīng)驗公式求得殘余應(yīng)變增量和剪應(yīng)變增量，把應(yīng)變增量作為初應(yīng)變，然后再進行一次靜力計算，得出變形的發(fā)展，再轉(zhuǎn)入下一時段的動力計算分析，如此反復進行直到地震結(jié)束。三維有限元網(wǎng)格剖分模擬了壩體的分級填筑過程。圖2為計算采用的三維網(wǎng)格圖，共劃分三維單元 9858個，結(jié)點數(shù)為10260個。

圖2計算采用的三維有限元風格

2.2 動力計算結(jié)果分析

動力計算假定穩(wěn)定滲流期發(fā)生地震，全面分析在三向地震作用下壩體的動力反應(yīng)、壩體動位移以及壩體地震永久變形。

2.2.1 設(shè)計地震工況下大壩動力響應(yīng)

（1） 動力反應(yīng)加速度。動力加速度空間分布見圖 3。計算結(jié)果表明：壩體動力反應(yīng)加速度隨著壩高的增加而增加，最大動力反應(yīng)加速度位于最大剖面壩頂。壩頂順河向、壩軸向和垂直向反應(yīng)加速度最大值分別為3.87 m/s2，2.99 m/s2和2.87 m/s2，與水平向及垂直向輸入加速度 1.84 m/s2和 1.23 m/s2相比，相應(yīng)的放大倍數(shù)分別為 2.10，1.63和2.34。在三向動力反應(yīng)加速度中，基本以順河向反應(yīng)加速度最大，垂直向反應(yīng)加速度最小。但加速度放大倍數(shù)垂直向較大、順河向次之、壩軸向最小。

圖3 壩體動力反應(yīng)加速度分布（m/s2）

（2）動位移。壩體動位移空間分布見圖4。計算結(jié)果顯示，壩體最大動位移位于壩頂附近，壩體順河向最大動位移為 9.8cm，壩軸向動位移最大值5.6cm，豎向最大動位移為5.4cm。壩體動位移大小與所處位置有關(guān)?？傮w上看，水平向動位移大于垂直向動位移，高程大的結(jié)點動位移較大；河床部位結(jié)點動位移比岸坡部位結(jié)點動位移大。

圖4 壩體動位移分布（cm）

（3）永久變形。壩體地震永久變形空間分布見圖 5。計算結(jié)果表明，地震永久變形最大值發(fā)生在壩頂附近，最大震陷為 22.6 cm，壩體順河向永久位移基本上指向下游，順河向最大永久變形為21.1cm。壩軸向永久變形表現(xiàn)為兩岸向河床，順河向及垂直向永久變形最大值均位于河谷中央最大剖面壩頂附近。

圖5 壩體永久變形空間分布（cm）

（4）反濾料地震液化分析。壩體最大剖面內(nèi)因地震引起的超靜孔隙水壓力見圖 6。由于地震動力影響，心墻及反濾料內(nèi)產(chǎn)生了一定的超靜孔隙水壓力，超靜孔隙水壓力的存在，將降低有效應(yīng)力。反濾料中超靜孔隙水壓力超過上覆有效荷重時將導致地震液化。計算所得心墻內(nèi)最大超靜孔隙水壓力36kPa，對土體強度影響不太大；上游反濾料內(nèi)最大超靜孔隙水壓力12kPa左右，不會發(fā)生地震液化。

圖6 壩體最大剖面內(nèi)地震引起的超靜孔隙水壓力（kPa）

2.2.2 校核地震工況下大壩動力響應(yīng)

校核地震工況下，基巖的動峰值加速度達到2.5m/s2，動力計算結(jié)果表明，基巖峰值加速度增大后，壩體的反應(yīng)加速度、動位移、地震永久變形等都有所增加，但反應(yīng)加速度放大倍數(shù)略有減小。

（1）動力反應(yīng)加速度。兩種地震工況下壩體反應(yīng)加速度分布規(guī)律類似。表5給出了設(shè)計地震工況和校核地震工況下大壩三向最大反應(yīng)加速度及其加速度放大倍數(shù)。動力反應(yīng)加速度最大值位于最大剖面壩頂。

表5 大壩最大動力反應(yīng)加速度

（2）動位移。校核地震工況下壩體的動位移稍大，但分布規(guī)律與設(shè)計地震工況相近。表6為兩種地震工況下壩體動位移最大值。

表6 大壩最大動位移（單位：cm）

（3）永久變形。兩種地震概率水平下發(fā)生地震壩體的永久變形最大值見表 7，基巖峰值加速度由184gal增加到250gal后，壩體的地震永久變形增加較為明顯。

表7 大壩最大地震永久變形（單位：cm）

（4）反濾料地震液化分析。與設(shè)計地震工況計算結(jié)果相比，在校核地震工況下，心墻和反濾料內(nèi)的超靜孔隙水壓力有所增加。采用 50年超越概率5%計算所得心墻和反濾層內(nèi)最大超靜孔隙水壓力分別為48kPa和15kPa，對心墻土體強度影響不大，上游反濾料也不會發(fā)生地震液化。圖7為壩體最大剖面內(nèi)地震超靜孔隙水壓力分布。

圖7 校核地震工況下最大剖面內(nèi)超靜孔隙水壓力分布（kPa）

3 壩坡穩(wěn)定性研究

3.1 風化料強度指標敏感性分析

壩殼風化料工程特性相對較差，在碾壓密實度較低、浸水軟化等因素下，其強度可能會降低。本文采用極限平衡法分析了風化料強度指標較低情況下壩坡的抗滑穩(wěn)定性。計算中風化料的內(nèi)摩擦角取為30o。

計算結(jié)果顯示：竣工期上、下游壩坡最小抗滑穩(wěn)定安全系數(shù)分別為2.08和1.76；蓄水期上、下游壩坡最小抗滑穩(wěn)定安全系數(shù)分別為2.23和1.71。靜力狀態(tài)不同工況下的安全系數(shù)都高于規(guī)范要求。

在動力狀態(tài)下，采用設(shè)計地震工況即 50年超越概率 10%計算所得的上、下游壩坡抗滑穩(wěn)定安全系數(shù)分別為1.76和1.37，采用校核地震工況即50年超越概率5%計算所得的上、下游壩坡抗滑穩(wěn)定安全系數(shù)分別為1.62和1.28。動力狀態(tài)下安全系數(shù)也高于規(guī)范要求。

壩坡的抗滑穩(wěn)定安全系數(shù)對風化料的抗剪強度指標比較敏感，與內(nèi)摩擦角35o時計算結(jié)果相比，風化料內(nèi)摩擦角降為 30o時，無論是靜力狀態(tài)還是動力狀態(tài)下的壩坡抗滑穩(wěn)定安全系數(shù)都有比較明顯的下降。

3.2 壩坡極限抗震能力

土石壩具有較好的抗震性能，2008年5月12日四川汶川強烈地震中，震區(qū)大量土石高雖然產(chǎn)生了不同程度的破壞，但無一潰壩事件發(fā)生。特別是位于震中附近的紫坪鋪面板堆石壩，壩高達156m，承受了遠超其設(shè)計烈度的地震作用，其破壞形式主要表現(xiàn)為壩坡堆石松動滾落、混凝土面板脫空、錯抬及開裂等，但大壩整體仍是穩(wěn)定安全的，經(jīng)過修復，又投入了正常的使用。本文抗震極限分析主要從壩坡承受地震的能力出發(fā)進行研究，目的是分析多大地震動峰值加速度下，壩坡達到極限狀態(tài)。采用擬靜力法針對蓄水期發(fā)生地震，分析研究了不同峰值加速度下上下游壩坡的抗滑穩(wěn)定安全系數(shù)，計算結(jié)果見表 8。由計算結(jié)果可見，從壩坡整體穩(wěn)定來看，極限抗震能力介于0.6～0.65g。

不過，應(yīng)該指出，地震動力過程中，壩頂附近動力反應(yīng)明顯，壩頂附近壩坡堆石松動、滾落甚至淺層滑動的可能性是存在的。另外，不均勻震陷引起壩頂產(chǎn)生縱向沉陷縫也是可能產(chǎn)生的破壞形式。

表8 不同峰值加速度下壩坡的地震穩(wěn)定性

4 結(jié)論與建議

（1）本文針對阿白沖水庫粘土心墻壩主要筑壩材料進行了動力特性試驗研究，研究結(jié)果表明：壩殼風化料和反濾料的動模量均不高，動殘余變形稍大。壩殼模量與心墻模量差異不太大。

（2）壩體動力響應(yīng)計算結(jié)果顯示，越接近壩頂動力反應(yīng)越強烈，且隨著壩高的增加而增大。

（3）設(shè)計地震工況下，壩體最大震陷為22.6cm，順河向最大永久變形為21.1cm。

（4）地震期間心墻及反濾料內(nèi)將產(chǎn)生了一定的超靜孔隙水壓力，設(shè)計地震工況下，心墻內(nèi)最大超靜孔隙水壓力 36kPa，上游反濾料內(nèi)最大超靜孔隙水壓力12kPa左右，不會發(fā)生地震液化。校核地震工況下，壩體動力反應(yīng)規(guī)律與設(shè)計地震工況類似，但壩體的反應(yīng)加速度、動位移、地震永久變形等都有所增加，而反應(yīng)加速度放大倍數(shù)略有減小。

（5）壩坡抗滑穩(wěn)定安全系數(shù)對風化料的抗剪強度指標比較敏感,風化料內(nèi)摩擦角由35o降為30o時，無論是靜力狀態(tài)還是動力狀態(tài)下的壩坡抗滑穩(wěn)定安全系數(shù)都有比較明顯的下降。因此應(yīng)嚴格控制壩體的碾壓質(zhì)量。

（6）本工程采用了較緩的壩坡，壩坡抗震極限分析結(jié)果顯示，從壩坡整體穩(wěn)定來看，極限抗震能力介于0.6～0.65g。

（7）地震動力過程中，壩頂附近動力反應(yīng)明顯，壩頂附近壩坡存在堆石松動、滾落、甚至淺層滑動的可能性。建議對壩頂以下1/5壩高范圍內(nèi)的壩殼風化料提高壓實質(zhì)量，提高抗震能力。

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TV641

A

1008-1305（2013）02-0040-05

10.3969/j.issn.1008-1305.2013.02.012

王永成（1962年-），男，云南人，高級工程師。