李 征，張 林，陳 媛，黃剛海

(四川大學(xué)水力學(xué)與山區(qū)河流開發(fā)保護(hù)國家重點實驗室、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)定問題一直受到社會各界高度重視，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，直接對大壩壩基的穩(wěn)定產(chǎn)生無法忽視的影響?，F(xiàn)階段對重力壩壩基穩(wěn)定性的研究[2]可大體歸納為理論計算和模型試驗，包括剛體極限平衡法、數(shù)值分析方法和地質(zhì)力學(xué)模型試驗法。剛體極限平衡法是一種理論計算方法，在各個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，在非線性問題及復(fù)雜邊界等方面優(yōu)勢明顯，所得結(jié)果比較準(zhǔn)確可信。地質(zhì)力學(xué)模型試驗[4]是仿真的物理實體，可以同時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、時間關(guān)系，更加直觀地展示出試驗過程和試驗結(jié)果?，F(xiàn)階段地質(zhì)力學(xué)模型試驗和有限元計算從整體穩(wěn)定性分析方面，主要有超載法、強(qiáng)度儲備法及超載與降強(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，通過分級逐步增長外部荷載直至壩基整體失穩(wěn)，得到超載安全系數(shù)。強(qiáng)度儲備法保持外部荷載不變，通過分級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)度儲備安全系數(shù)。綜合法采用強(qiáng)度儲備與超載相結(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，同時又考慮大壩使用過程中所遇到的突發(fā)洪水，在試驗中通過適當(dāng)降低各軟弱結(jié)構(gòu)面的抗剪斷強(qiáng)度實現(xiàn)強(qiáng)度儲備，通過逐步增加外部荷載實現(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四條層間錯動帶。地質(zhì)條件復(fù)雜，存在突出的抗滑穩(wěn)定性問題。根據(jù)四川省水利水電勘測設(shè)計研究院提供的數(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'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

2.1 模型相似要求及模型設(shè)計

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

作為非線性破壞試驗，三維地質(zhì)力學(xué)模型試驗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

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)系計算可得與原型材料相對應(yīng)的模型材料的物理力學(xué)參數(shù)，見表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)面對該工程的整體穩(wěn)定性起著控制性作用，故需對各軟弱結(jié)構(gòu)面做重點模擬。本次試驗各軟弱結(jié)構(gòu)面模型材料按照抗剪強(qiáng)度相似原理配制，以多次針對性的材料性能試驗為依據(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)制作出滿足試驗參數(shù)要求的軟質(zhì)材料，再輔以具有不同特性的薄膜，來滿足試驗的要求。而壩基巖體材料則以重晶石粉、高標(biāo)號機(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，本次破壞試驗采用水壓力+淤沙壓力+揚壓力+自重的荷載組合。其中，揚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，而壩體自重則通過模型材料的容重相似條件實現(xiàn)，水壓力及淤沙壓力通過油壓千斤頂進(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。

此次試驗選用超載法對該壩段進(jìn)行模型破壞試驗，試驗步驟可表述為：首先對試驗?zāi)Ｐ筒扇☆A(yù)壓處理，完成后以0.2～0.3P0為步長分級逐步加載至正常荷載，并在該正常荷載基礎(chǔ)上對模型進(jìn)行超載試驗直至壩基失穩(wěn)或出現(xiàn)失穩(wěn)趨勢(P0為正常蓄水位時的外部荷載)。由試驗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變位，并由此分析大壩的失穩(wěn)情況。

本次試驗的主要量測系統(tǒng)可分為以下三種：壩基、壩體外部位移量測、主要斷層及錯動帶的內(nèi)部相對變位量測及壩體應(yīng)變量測系統(tǒng)。而三者中又以壩基、壩體外部位移量測和主要斷層及錯動帶的內(nèi)部相對變位量測為主。模型試驗變位測點布置圖如圖3所示。其中，壩基、壩體外部位移的量測在各測點布置位移計，采用SP-10A型數(shù)字顯示儀帶電感式位移計量測，內(nèi)部相對變位的量測在各測點布置相對位移計，采用UCAM-70A型萬能數(shù)字測試裝置帶電阻應(yīng)變式相對位移計進(jìn)行量測，壩體應(yīng)變的量測在各測點布置電阻應(yīng)變片，采用UCAM-8BL型萬能數(shù)字測試裝置進(jìn)行量測。

圖3 模型試驗變位測點布置圖Fig.3 The Figure of deformation measuring point of model test

3 壩基破壞過程

由本次破壞試驗可得，壩體順河向變位方向朝向下游，且壩體頂部變位相對壩體底部變位為大。壩體的變位曲線在Kp=2.0時產(chǎn)生拐點(Kp為超載安全系數(shù))，變位數(shù)值有明顯的增長，在Kp=2.4時曲線第二次出現(xiàn)拐點，變位增長速度再一次增加，壩體順河向的變位曲線見圖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，且壩趾變位相對壩踵變位為大。加載后對壩基變形及破壞過程進(jìn)行分析為：當(dāng)Kp=1.0時，各斷層的相對變位均較小；相對變位曲線在Kp=1.7～2.0時出現(xiàn)拐點，相對變位數(shù)值顯著增大，模型產(chǎn)生初裂；當(dāng)Kp≥2.3之后 ，相對變位曲線拐點再二次出現(xiàn)，相對變位增長速度再一次增加，沿結(jié)構(gòu)面的相對變位較大，滑動破裂面形成。當(dāng)Kp=3.0時，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，故超載安全系數(shù)評定為Kp=3.0。壩基中各斷層相對變位曲線見圖5。

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

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

該壩段超載法試驗?zāi)Ｐ推茐倪^程可表述為：Kp<1.8時，無異常現(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開裂并逐步向下擴(kuò)展，與此同時斷層f115和f114開裂并逐步擴(kuò)展。Kp=3.0時，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。模型最終破壞形態(tài)見圖6。

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

4 有限元分析計算

4.1 計算方法及模型設(shè)計

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

綜合法是把強(qiáng)度儲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)破壞時的強(qiáng)度降低倍數(shù)，K2為失穩(wěn)破壞時的超載倍數(shù)。

用ANSYS進(jìn)行有限元計算時，取模擬范圍與破壞試驗的模擬范圍一致，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，荷載與破壞試驗所加荷載一致，根據(jù)以往工程實例中因工程長期運行所導(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。計算時采用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，有限元模型見圖7。

圖7 該典型壩段ANSYS計算模型Fig.7 The typical dam section of ANSYS calculation model

在ANSYS計算中取自重應(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，用綜合法對模型的破壞過程進(jìn)行分析研究。根據(jù)以往工程實例中因工程長期運行所導(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算工況，采用與模型試驗相同的荷載組合。計算模型的荷載加載過程為首先施加1.0倍正常荷載，完成后以0.2～0.3Po為步長分級逐步加載，直至出現(xiàn)整體失穩(wěn)破壞趨勢。

4.2 有限元計算結(jié)果及分析

經(jīng)ANSYS計算得，壩體總體順河向變位見圖8。由圖可見，壩體的變位曲線在Kc=1.6時產(chǎn)生拐點，變位數(shù)值有較大的增長，在Kc=2.0時，曲線第二次出現(xiàn)拐點，變位增長速度再一次增加。壩體的豎向變位趨勢與模型試驗所得結(jié)果大體相同。對壩基變形及破壞過程進(jìn)行分析，Kc=1.0時，壩踵附近出現(xiàn)塑性變形。Kc=1.4時，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，斷層JC21出現(xiàn)塑性破壞，并隨著荷載增加沿斷層向深處發(fā)展。Kc=2.2時，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， 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，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，所以綜合安全系數(shù)評定為Kc=2.5，比模型試驗所得Kp=3.0略低?？紤]到綜合法相對超載法多考慮了材料強(qiáng)度降低的情況，有限元計算中揚壓力直接加載到壩底，而模型試驗中揚壓力是以當(dāng)量荷載加在上游壩面的，且有限元計算中荷載是以點荷載的方式加載，模型試驗則是以面荷載加載，所以模型試驗與有限元計算是存在細(xì)微差異的。Kc=2.5時壩基各斷層塑性破壞區(qū)域，如圖9所示。

圖8 有限元計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)模型試驗及有限元計算所得結(jié)果,可得壩與地基失穩(wěn)破壞過程如下：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，斷層JC21、JC2出現(xiàn)裂縫；最后，隨著斷層f115、f114的破壞，各個斷層破壞區(qū)域相互貫通，大壩產(chǎn)生向下游 的滑移失穩(wěn)趨勢。針對上述破壞過程，可對斷層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)模型試驗所得超載安全系數(shù)為Kp=3.0，ANSYS計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)過程大體相似?？紤]到綜合法相對超載法多考慮了材料強(qiáng)度降低的情況，且有限元計算中揚壓力直接加載到壩底，而模型試驗中揚壓力是以當(dāng)量荷載加在上游壩面的，所以模型試驗與有限元計算是存在細(xì)微差異的。有限元計算與模型試驗所得結(jié)果相互對照，相互驗證。

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

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