李 征，張 林，陳 媛，黃剛海

(四川大學(xué)水力學(xué)與山區(qū)河流開(kāi)發(fā)保護(hù)國(guó)家重點(diǎn)實(shí)驗(yàn)室、水利水電學(xué)院，成都610065)

重力壩作為出現(xiàn)最早的壩型，在世界已建大壩中占有著相當(dāng)大的比重。重力壩的穩(wěn)定問(wèn)題一直受到社會(huì)各界高度重視，尤其是在復(fù)雜地基條件下的整體穩(wěn)定問(wèn)題更是重中之重[1]。天然地基條件下的重力壩壩基經(jīng)常含有節(jié)理、破碎帶及軟弱夾層等，直接對(duì)大壩壩基的穩(wěn)定產(chǎn)生無(wú)法忽視的影響?，F(xiàn)階段對(duì)重力壩壩基穩(wěn)定性的研究[2]可大體歸納為理論計(jì)算和模型試驗(yàn)，包括剛體極限平衡法、數(shù)值分析方法和地質(zhì)力學(xué)模型試驗(yàn)法。剛體極限平衡法是一種理論計(jì)算方法，在各個(gè)方面均有豐富的基礎(chǔ)，理論體系較為成熟。以有限元法為主的數(shù)值分析[3]法隨著當(dāng)今計(jì)算機(jī)技術(shù)的快速進(jìn)步，已日趨成熟，得到了廣泛的應(yīng)用和認(rèn)可，在非線性問(wèn)題及復(fù)雜邊界等方面優(yōu)勢(shì)明顯，所得結(jié)果比較準(zhǔn)確可信。地質(zhì)力學(xué)模型試驗(yàn)[4]是仿真的物理實(shí)體，可以同時(shí)反映多種因素的影響，更準(zhǔn)確地表現(xiàn)出地質(zhì)構(gòu)造與工程結(jié)構(gòu)之間的空間、時(shí)間關(guān)系，更加直觀地展示出試驗(yàn)過(guò)程和試驗(yàn)結(jié)果?，F(xiàn)階段地質(zhì)力學(xué)模型試驗(yàn)和有限元計(jì)算從整體穩(wěn)定性分析方面，主要有超載法、強(qiáng)度儲(chǔ)備法及超載與降強(qiáng)相結(jié)合的方法(綜合法)[5]。超載法假定壩基巖體力學(xué)參數(shù)不變，通過(guò)分級(jí)逐步增長(zhǎng)外部荷載直至壩基整體失穩(wěn)，得到超載安全系數(shù)。強(qiáng)度儲(chǔ)備法保持外部荷載不變，通過(guò)分級(jí)逐步降低壩基巖體的物理力學(xué)參數(shù)直至壩基整體失穩(wěn)，得到強(qiáng)度儲(chǔ)備安全系數(shù)。綜合法采用強(qiáng)度儲(chǔ)備與超載相結(jié)合的方式，既考慮巖體及軟弱結(jié)構(gòu)面力學(xué)參數(shù)逐步降低的可能，同時(shí)又考慮大壩使用過(guò)程中所遇到的突發(fā)洪水，在試驗(yàn)中通過(guò)適當(dāng)降低各軟弱結(jié)構(gòu)面的抗剪斷強(qiáng)度實(shí)現(xiàn)強(qiáng)度儲(chǔ)備，通過(guò)逐步增加外部荷載實(shí)現(xiàn)超載，在上述兩者共同作用下直至壩基整體失穩(wěn)，得到綜合安全系數(shù)。

1 工程概況

該水電樞紐位于四川省，是一座以防洪、灌溉為主，兼顧發(fā)電和生活、工業(yè)用水的大型水利工程。該工程典型壩段地質(zhì)剖面圖見(jiàn)圖1。由圖可知，該典型壩段壩基中主要發(fā)育有四條斷層，分別為67°傾角的陡傾斷層F31，39°傾角的緩傾斷層10f2，17°傾角的緩傾斷層f115和22°傾角的緩傾斷層f114，以及JC6-B、JC7-B、JC2-C、JC21-C四條層間錯(cuò)動(dòng)帶。地質(zhì)條件復(fù)雜，存在突出的抗滑穩(wěn)定性問(wèn)題。根據(jù)四川省水利水電勘測(cè)設(shè)計(jì)研究院提供的數(shù)據(jù)，壩基巖體及各結(jié)構(gòu)面的相關(guān)力學(xué)參數(shù)見(jiàn)表1。

圖1 典型壩段地質(zhì)剖面圖Fig.1 Geological section of the typical dam section

巖體、結(jié)構(gòu)面密度/(g·cm-3)抗剪斷強(qiáng)度f(wàn)'c'/MPa變形模量/GPa泊松比μD522.811.0～1.21.0～1.16.5～10.00.25D42、D622.71.0～1.21.0～1.170.23D222.650.650.452.650.3D12、D322.720.90.9～1.05.50.22D212.721.0～1.21.0～1.170.23D5-122.781160.24f115、f114、10f2、F311.650.370.020.05～0.10.4JCB1.80.40.150.1～0.20.4JCC1.650.370.020.05～0.10.42其他斷層破碎帶1.760.450.10.1～0.30.4壩體混凝土2.41.21.1200.17

2 三維地質(zhì)力學(xué)模型試驗(yàn)

2.1 模型相似要求及模型設(shè)計(jì)

三維地質(zhì)力學(xué)模型試驗(yàn)采用超載法，通過(guò)分級(jí)逐步增長(zhǎng)外部荷載直至壩基整體失穩(wěn)，得到超載安全系數(shù)Kp(Kp即模型破壞時(shí)外部荷載的超載倍數(shù)，以正常蓄水位時(shí)外部荷載為基準(zhǔn)荷載)。

作為非線性破壞試驗(yàn)，三維地質(zhì)力學(xué)模型試驗(yàn)要滿足原型與模型的相似要求[7]。設(shè)原型與模型中相同的物理量的比值為C，由相似要求可得三維地質(zhì)力學(xué)模型試驗(yàn)所滿足的主要相似關(guān)系為：Cσ=CE=CC，Cμ=1，Cf=1，Cγ=1，其中Cσ、CE及CC依次為應(yīng)力比、變模比及凝聚力比；Cμ、Cf及Cγ依次為泊桑比、摩擦系數(shù)比及容重比。綜合考慮到試驗(yàn)的準(zhǔn)確性和經(jīng)濟(jì)可行性等因素，最后確定該重力壩三維地質(zhì)力學(xué)模型試驗(yàn)的幾何比CL=150。最終確定上游、下游及壩基的模擬范圍分別?。簤胃叩?.5倍、2.0倍和1.0倍。建造完畢后，模型見(jiàn)圖2。

圖2 典型壩段模型圖Fig.2 Model graph of the typical dam section

2.2 模型材料設(shè)計(jì)

以該典型壩段各軟弱結(jié)構(gòu)面、各巖層和大壩壩體材料的主要物理力學(xué)參數(shù)為依據(jù)，按照主要相似關(guān)系計(jì)算可得與原型材料相對(duì)應(yīng)的模型材料的物理力學(xué)參數(shù)，見(jiàn)表2。

表2 模型材料相關(guān)力學(xué)參數(shù)表Tab.2 Mechanical parameters of model materials

該典型壩段壩基中的各軟弱結(jié)構(gòu)面對(duì)該工程的整體穩(wěn)定性起著控制性作用，故需對(duì)各軟弱結(jié)構(gòu)面做重點(diǎn)模擬。本次試驗(yàn)各軟弱結(jié)構(gòu)面模型材料按照抗剪強(qiáng)度相似原理配制，以多次針對(duì)性的材料性能試驗(yàn)為依據(jù)，將重晶石粉、機(jī)油及可熔性高分子材料等材料作為主要材料，根據(jù)表2所示的物理力學(xué)參數(shù)制作出滿足試驗(yàn)參數(shù)要求的軟質(zhì)材料，再輔以具有不同特性的薄膜，來(lái)滿足試驗(yàn)的要求。而壩基巖體材料則以重晶石粉、高標(biāo)號(hào)機(jī)油及可熔性高分子材料為主要材料，按不同配合比制成。

2.3 模型加載方式及量測(cè)系統(tǒng)

以該重力壩典型壩段受力情況為依據(jù)，經(jīng)研究分析最終決定，本次破壞試驗(yàn)采用水壓力+淤沙壓力+揚(yáng)壓力+自重的荷載組合。其中，揚(yáng)壓力采用等效荷載的方法進(jìn)行處理，即以降低自重的方法完成豎向力的模擬，以增加水荷載的方法完成彎矩的模擬，而壩體自重則通過(guò)模型材料的容重相似條件實(shí)現(xiàn)，水壓力及淤沙壓力通過(guò)油壓千斤頂進(jìn)行加載。由荷載分布狀況及其分塊情況控制加載所用的千斤頂數(shù)量。

此次試驗(yàn)選用超載法對(duì)該壩段進(jìn)行模型破壞試驗(yàn)，試驗(yàn)步驟可表述為：首先對(duì)試驗(yàn)?zāi)Ｐ筒扇☆A(yù)壓處理，完成后以0.2～0.3P0為步長(zhǎng)分級(jí)逐步加載至正常荷載，并在該正常荷載基礎(chǔ)上對(duì)模型進(jìn)行超載試驗(yàn)直至壩基失穩(wěn)或出現(xiàn)失穩(wěn)趨勢(shì)(P0為正常蓄水位時(shí)的外部荷載)。由試驗(yàn)得到大壩壩體及建基面表面變位發(fā)展情況和壩基中的各主要軟弱夾層的相對(duì)變位，并由此分析大壩的失穩(wěn)情況。

本次試驗(yàn)的主要量測(cè)系統(tǒng)可分為以下三種：壩基、壩體外部位移量測(cè)、主要斷層及錯(cuò)動(dòng)帶的內(nèi)部相對(duì)變位量測(cè)及壩體應(yīng)變量測(cè)系統(tǒng)。而三者中又以壩基、壩體外部位移量測(cè)和主要斷層及錯(cuò)動(dòng)帶的內(nèi)部相對(duì)變位量測(cè)為主。模型試驗(yàn)變位測(cè)點(diǎn)布置圖如圖3所示。其中，壩基、壩體外部位移的量測(cè)在各測(cè)點(diǎn)布置位移計(jì)，采用SP-10A型數(shù)字顯示儀帶電感式位移計(jì)量測(cè)，內(nèi)部相對(duì)變位的量測(cè)在各測(cè)點(diǎn)布置相對(duì)位移計(jì)，采用UCAM-70A型萬(wàn)能數(shù)字測(cè)試裝置帶電阻應(yīng)變式相對(duì)位移計(jì)進(jìn)行量測(cè)，壩體應(yīng)變的量測(cè)在各測(cè)點(diǎn)布置電阻應(yīng)變片，采用UCAM-8BL型萬(wàn)能數(shù)字測(cè)試裝置進(jìn)行量測(cè)。

圖3 模型試驗(yàn)變位測(cè)點(diǎn)布置圖Fig.3 The Figure of deformation measuring point of model test

3 壩基破壞過(guò)程

由本次破壞試驗(yàn)可得，壩體順河向變位方向朝向下游，且壩體頂部變位相對(duì)壩體底部變位為大。壩體的變位曲線在Kp=2.0時(shí)產(chǎn)生拐點(diǎn)(Kp為超載安全系數(shù))，變位數(shù)值有明顯的增長(zhǎng)，在Kp=2.4時(shí)曲線第二次出現(xiàn)拐點(diǎn)，變位增長(zhǎng)速度再一次增加，壩體順河向的變位曲線見(jiàn)圖4。加載后壩體豎向變位表現(xiàn)為壩趾向下、壩踵向上的非均勻變位，且壩趾變位相對(duì)壩踵變位為大。加載后對(duì)壩基變形及破壞過(guò)程進(jìn)行分析為：當(dāng)Kp=1.0時(shí)，各斷層的相對(duì)變位均較小；相對(duì)變位曲線在Kp=1.7～2.0時(shí)出現(xiàn)拐點(diǎn)，相對(duì)變位數(shù)值顯著增大，模型產(chǎn)生初裂；當(dāng)Kp≥2.3之后 ，相對(duì)變位曲線拐點(diǎn)再二次出現(xiàn)，相對(duì)變位增長(zhǎng)速度再一次增加，沿結(jié)構(gòu)面的相對(duì)變位較大，滑動(dòng)破裂面形成。當(dāng)Kp=3.0時(shí)，基巖出現(xiàn)大幅度變形，壩基下的破壞區(qū)擴(kuò)大，斷層破壞并貫通，產(chǎn)生向下游滑移失穩(wěn)的破壞趨勢(shì)，故超載安全系數(shù)評(píng)定為Kp=3.0。壩基中各斷層相對(duì)變位曲線見(jiàn)圖5。

圖4 模型試驗(yàn)壩體順河向變位曲線Fig.4 The deflection curves along river of dam of modle test

圖5 壩基中各斷層相對(duì)變位曲線Fig.5 The deflection curves for faults of dam foundation

該壩段超載法試驗(yàn)?zāi)Ｐ推茐倪^(guò)程可表述為：Kp<1.8時(shí)，無(wú)異?，F(xiàn)象；Kp>1.8后，10f2、F31產(chǎn)生裂縫并逐步向下發(fā)展,其中10f2變形更為嚴(yán)重；Kp>2.4后，JC6、JC21開(kāi)裂并逐步向下擴(kuò)展，與此同時(shí)斷層f115和f114開(kāi)裂并逐步擴(kuò)展。Kp=3.0時(shí)，上述斷層破壞區(qū)域貫通，壩基出現(xiàn)整體失穩(wěn)破壞趨勢(shì)。模型最終破壞形態(tài)見(jiàn)圖6。

圖6 模型試驗(yàn)最終失穩(wěn)破壞示意圖Fig.6 The finally Instability and failure figure of model test

4 有限元分析計(jì)算

4.1 計(jì)算方法及模型設(shè)計(jì)

為了對(duì)本次三維地質(zhì)力學(xué)模型試驗(yàn)的結(jié)果進(jìn)行驗(yàn)證，筆者還采用綜合法對(duì)該典型壩段進(jìn)行了ANSYS有限元分析計(jì)算，以便將兩者的結(jié)果互相驗(yàn)證[8]。

綜合法是把強(qiáng)度儲(chǔ)備法與超載法相互結(jié)合的方法，不僅考慮到材料強(qiáng)度的降低，而且也將荷載超載因素考慮在內(nèi)，更為全面地反映工程的安全程度，所得的抗滑穩(wěn)定安全系數(shù)為綜合安全系數(shù)Kc。Kc=K1K2。其中K1為失穩(wěn)破壞時(shí)的強(qiáng)度降低倍數(shù)，K2為失穩(wěn)破壞時(shí)的超載倍數(shù)。

用ANSYS進(jìn)行有限元計(jì)算時(shí)，取模擬范圍與破壞試驗(yàn)的模擬范圍一致，即上游、下游及壩基的模擬范圍分別?。簤胃叩?.5倍、2.0倍和1.0倍，荷載與破壞試驗(yàn)所加荷載一致，根據(jù)以往工程實(shí)例中因工程長(zhǎng)期運(yùn)行所導(dǎo)致軟弱結(jié)構(gòu)面力學(xué)參數(shù)降低的情況，各軟弱夾層的物理力學(xué)參數(shù)為將抗剪斷強(qiáng)度降低20%之后的數(shù)據(jù)，其他參數(shù)不變。計(jì)算時(shí)采用Drucker-Prager準(zhǔn)則[9]，壩體材料選用單元solid65，壩基巖體材料采用單元solid45，有限元模型見(jiàn)圖7。

圖7 該典型壩段ANSYS計(jì)算模型Fig.7 The typical dam section of ANSYS calculation model

在ANSYS計(jì)算中取自重應(yīng)力為模型的初始應(yīng)力，將各軟弱夾層的抗剪斷強(qiáng)度降低一定程度之后，用綜合法對(duì)模型的破壞過(guò)程進(jìn)行分析研究。根據(jù)以往工程實(shí)例中因工程長(zhǎng)期運(yùn)行所導(dǎo)致軟弱結(jié)構(gòu)面力學(xué)參數(shù)降低的情況，本次計(jì)算各軟弱結(jié)構(gòu)面抗剪強(qiáng)度降低倍數(shù)取20%。選用正常蓄水位為有限元計(jì)算工況，采用與模型試驗(yàn)相同的荷載組合。計(jì)算模型的荷載加載過(guò)程為首先施加1.0倍正常荷載，完成后以0.2～0.3Po為步長(zhǎng)分級(jí)逐步加載，直至出現(xiàn)整體失穩(wěn)破壞趨勢(shì)。

4.2 有限元計(jì)算結(jié)果及分析

經(jīng)ANSYS計(jì)算得，壩體總體順河向變位見(jiàn)圖8。由圖可見(jiàn)，壩體的變位曲線在Kc=1.6時(shí)產(chǎn)生拐點(diǎn)，變位數(shù)值有較大的增長(zhǎng)，在Kc=2.0時(shí)，曲線第二次出現(xiàn)拐點(diǎn)，變位增長(zhǎng)速度再一次增加。壩體的豎向變位趨勢(shì)與模型試驗(yàn)所得結(jié)果大體相同。對(duì)壩基變形及破壞過(guò)程進(jìn)行分析，Kc=1.0時(shí)，壩踵附近出現(xiàn)塑性變形。Kc=1.4時(shí)，斷層10f2、F31出現(xiàn)塑性破壞，隨著荷載的增加破壞區(qū)域加大，并沿著斷層向壩基深處發(fā)展。Kc=2.0時(shí)，斷層JC21出現(xiàn)塑性破壞，并隨著荷載增加沿?cái)鄬酉蛏钐幇l(fā)展。Kc=2.2時(shí)，JC2出現(xiàn)塑性破壞，各斷層破壞區(qū)域繼續(xù)增大。Kc=2.5時(shí)， 斷層f115、f114出現(xiàn)塑性破壞，斷層10f2、JC21的塑性破壞區(qū)進(jìn)一步發(fā)展，各斷層塑性區(qū)產(chǎn)生相互貫通的趨勢(shì)，壩基出現(xiàn)了較大的塑性破壞區(qū)，大壩出現(xiàn)整體失穩(wěn)趨勢(shì)，所以綜合安全系數(shù)評(píng)定為Kc=2.5，比模型試驗(yàn)所得Kp=3.0略低?？紤]到綜合法相對(duì)超載法多考慮了材料強(qiáng)度降低的情況，有限元計(jì)算中揚(yáng)壓力直接加載到壩底，而模型試驗(yàn)中揚(yáng)壓力是以當(dāng)量荷載加在上游壩面的，且有限元計(jì)算中荷載是以點(diǎn)荷載的方式加載，模型試驗(yàn)則是以面荷載加載，所以模型試驗(yàn)與有限元計(jì)算是存在細(xì)微差異的。Kc=2.5時(shí)壩基各斷層塑性破壞區(qū)域，如圖9所示。

圖8 有限元計(jì)算壩體順河向變位曲線Fig.8 The deflection curves along river of dam of FEM

圖9 Kc=2.5時(shí)壩基塑性破壞區(qū)域Fig.9 The plastic damage area of dam foundation when Kc=2.5

5 結(jié) 論

(1)依據(jù)模型試驗(yàn)及有限元計(jì)算所得結(jié)果,可得壩與地基失穩(wěn)破壞過(guò)程如下：隨著超載倍數(shù)的增加，斷層10f2、F31首先出現(xiàn)裂縫，且破壞區(qū)域隨荷載的增加而增大；荷載進(jìn)一步增長(zhǎng)，斷層JC21、JC2出現(xiàn)裂縫；最后，隨著斷層f115、f114的破壞，各個(gè)斷層破壞區(qū)域相互貫通，大壩產(chǎn)生向下游 的滑移失穩(wěn)趨勢(shì)。針對(duì)上述破壞過(guò)程，可對(duì)斷層10f2、F31、f114、f115和JC21采取固結(jié)灌漿、置換混凝土等措施進(jìn)行加固處理，可防止壩基形成滑動(dòng)面，起到增強(qiáng)壩基承載力的作用，有效提高壩體的整體抗滑穩(wěn)定性。

(2)本次三維地質(zhì)力學(xué)模型試驗(yàn)所得超載安全系數(shù)為Kp=3.0，ANSYS計(jì)算所得綜合安全系數(shù)為Kc=2.5，且兩種方法所重力壩破壞失穩(wěn)過(guò)程大體相似?？紤]到綜合法相對(duì)超載法多考慮了材料強(qiáng)度降低的情況，且有限元計(jì)算中揚(yáng)壓力直接加載到壩底，而模型試驗(yàn)中揚(yáng)壓力是以當(dāng)量荷載加在上游壩面的，所以模型試驗(yàn)與有限元計(jì)算是存在細(xì)微差異的。有限元計(jì)算與模型試驗(yàn)所得結(jié)果相互對(duì)照，相互驗(yàn)證。

(3)由于模型試驗(yàn)采用超載法，ANSYS計(jì)算采用綜合法，兩者所得結(jié)果相似，ANSYS計(jì)算為本次超載法模型試驗(yàn)的結(jié)果提供支持的同時(shí)，也為今后綜合法試驗(yàn)的實(shí)施提供參考。

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