翟 旻， 王 鵬

(四川省水利水電勘測設(shè)計(jì)研究院，四川 成都 610065)

0 引 言

心墻堆石壩是由相對不透水或弱透水的土質(zhì)心墻和抗剪強(qiáng)度較高的堆石體壩殼組成的。堆石壩心墻在施工碾壓時(shí)飽和度達(dá)到80%以上時(shí)，心墻中的孔隙水壓消散很慢，施工中會(huì)產(chǎn)生的高孔隙水壓將降低心墻的有效應(yīng)力，從而影響壩體的穩(wěn)定和強(qiáng)度[1-3]。本文以監(jiān)測資料為基礎(chǔ)，通過建立三維固結(jié)數(shù)值模型分析施工期礫石土心墻的應(yīng)力應(yīng)變及孔隙水壓消散情況，并與實(shí)測資料進(jìn)行對比分析，以期更深入理解礫石土心墻的應(yīng)力應(yīng)變和孔隙水壓特征及形成機(jī)制。

1 工程概況與監(jiān)測設(shè)計(jì)

1.1 工程概況

Jatigede水庫工程位于印尼西爪哇省INDRAMAYU縣境內(nèi)，擋水大壩為粘土心墻堆石壩。大壩壩體斷面分為6個(gè)區(qū)，最大壩高110 m，壩頂高程265 m。

1.2 壩料情況

大壩心墻料屬高液限粉土，紅土化、具團(tuán)粒結(jié)構(gòu)，壓實(shí)干密度底，壓縮試驗(yàn)顯示高應(yīng)力下會(huì)發(fā)生大變形，壩體其它分區(qū)由安山巖加工而成，石料飽和抗壓強(qiáng)度64.79 MPa～ 104.19 MPa，均大于60 MPa，為堅(jiān)硬巖石。

由于本工程地處熱帶地區(qū)，雨季不宜施工，旱季心墻粘土含水率也較高，因此，本工程心墻基本是在最優(yōu)含水率的濕側(cè)進(jìn)行填筑，施工期心墻飽和度高于90%。由非飽和度土力學(xué)可知，當(dāng)土體中的含水率很高時(shí)，土體中的氣相很小且被液相所包圍，構(gòu)成準(zhǔn)二相體系。因此，在本論文中將心墻近似地視為處于飽和狀態(tài)。

1.3 監(jiān)測設(shè)計(jì)

為監(jiān)測壩體內(nèi)應(yīng)力應(yīng)變，及孔隙水壓情況，本工程在最大壩高斷面樁號1+100剖面處設(shè)置的監(jiān)測設(shè)備包括：垂直測斜管、界面應(yīng)力計(jì)、總應(yīng)力計(jì)、土壓力計(jì)組和滲壓計(jì)。樁號1+100剖面的監(jiān)測布置圖如圖1所示。

2 施工期心墻應(yīng)力應(yīng)變及孔隙水壓數(shù)值模擬

圖1 樁號1+100處監(jiān)測剖面圖

2.1 計(jì)算原理

根據(jù)土的變形原理，土的初始變形和固結(jié)效應(yīng)可以采用Biot固結(jié)理論[4]進(jìn)行描述，該理論通過建立土體的彈性平衡方程式，同時(shí)根據(jù)土體排除的水量等于土體骨架體積改變的關(guān)系，建立了連續(xù)方程，兩者聯(lián)立可以同時(shí)求解出土體中的應(yīng)力、應(yīng)變和孔隙水壓，Biot固結(jié)理論的基本方程如下。

平衡方程：

(1)

連續(xù)方程：

(2)

上式中：u、v和w為土體三個(gè)方向的位移，σ為孔隙水壓，k為滲透系數(shù)，ε為土體的體積應(yīng)變，G為剪切模量，υ為泊松比，α為與土體彈性參數(shù)相關(guān)的常數(shù)。

但Biot理論假定土體骨架是線彈性的，不能準(zhǔn)確地描述堆石壩中土體的非線性應(yīng)力應(yīng)變特性。根據(jù)國內(nèi)工程經(jīng)驗(yàn)，本文采用Duncan-Chang模型[4]確定Biot基礎(chǔ)方程中的變形模量參數(shù)，再用有限元的基本理論求解Biot方程。

2.2 模型與參數(shù)

在壩體應(yīng)力應(yīng)變參數(shù)的選擇上，需要考慮工程規(guī)模、施工工期及環(huán)境氣候等因素。本工程位于熱帶地區(qū)，雨季降雨頻繁，不能進(jìn)行心墻填筑，即使是旱季空氣濕度也較大，土質(zhì)心墻不易翻曬，填筑時(shí)含水率基本都高于最優(yōu)含水率。另外，本工程壩體施工工期長達(dá)2年4個(gè)月，施工過程中，壩體內(nèi)應(yīng)力調(diào)整明顯，心墻存在相當(dāng)程度的排水固結(jié)。參照相關(guān)文獻(xiàn)[5]，本工程采用固結(jié)不排水剪模型參數(shù)進(jìn)行數(shù)值模擬，壩體各個(gè)分區(qū)的模型參數(shù)如下表1所示。

根據(jù)工程的實(shí)際施工進(jìn)度，壩體填筑過程如下圖2所示。壩體高度110 m，計(jì)算模型中劃分為14層，每層平均厚度7.86 m，以模擬壩體的分層填筑。由于壩體除心墻以外，滲透系數(shù)均大于10-4cm/s，孔隙水壓消散很快，因此，在計(jì)算模型中設(shè)置為非固結(jié)單元，而心墻土體為固結(jié)單元。

表1 壩體各分區(qū)E-B模型應(yīng)力應(yīng)變參數(shù)表

圖2 最大斷面處壩體填筑過程圖

圖3 竣工期(2014年9月)最大斷面壩體第一主應(yīng)力圖

圖4 蓄水前(2015年9月)最大斷面壩體第一主應(yīng)力圖

2.3 計(jì)算結(jié)果

(1)壩體應(yīng)力

竣工期和蓄水前壩體內(nèi)部大主應(yīng)力最大值均出現(xiàn)在壩體底部心墻兩側(cè)的反濾過渡區(qū)，分別為2.69 MPa和2.86 MPa，相同高程的心墻內(nèi)部第一主應(yīng)力(總應(yīng)力)卻只有1.34 MPa和1.26 MPa，反濾過渡層存在應(yīng)力集中，應(yīng)力等值線在反濾過渡層與心墻之間呈駝峰狀分布，出現(xiàn)明顯的應(yīng)力拱效應(yīng)。

對比竣工期和蓄水前心墻底部和相同高程處心墻兩側(cè)反濾料區(qū)中的變形和第一主應(yīng)力可以看出，從竣工期(2014年9月)到蓄水前(2015年9月)，壩體心墻固結(jié)沉降，心墻有向下變形的趨勢，而反濾過渡料由于變形模量高于心墻料，在其與心墻接觸的上下游表面產(chǎn)生剪應(yīng)力，“鉗制”了心墻的向下變形。從而出現(xiàn)從竣工期到蓄水前心墻的總應(yīng)力降低的情況，這說明心墻固結(jié)過程中消散的孔隙水壓沒有完全轉(zhuǎn)換為心墻本身的有效應(yīng)力，有部分應(yīng)力通過“拱效應(yīng)”產(chǎn)生的剪應(yīng)力傳遞給到了壩殼料區(qū)。

(2)心墻孔隙水壓

竣工期心墻內(nèi)的孔隙水壓呈“中間高兩側(cè)低，底部高頂部低”分布，孔隙水壓與心墻內(nèi)部至兩側(cè)反濾過渡料滲透路徑的長度成反比，符合土體固結(jié)理論。心墻內(nèi)最大孔隙水壓點(diǎn)位于壩高1/5之一壩體高度中部，最高壓力點(diǎn)沒有位于壩體底部的原因是計(jì)算模型中巖石地基滲透性大于10-5cm/s，可消散部分孔隙水壓。從圖5中可見，竣工期心墻內(nèi)計(jì)算最高孔隙水壓水頭為75 m，壩體填筑到頂后的一年內(nèi)，心墻固結(jié)沉降，最高孔隙水消散為38.5 m。

圖5 竣工期(左)和蓄水前(右)心墻內(nèi)孔隙水壓分布圖

3 心墻應(yīng)力及孔隙水壓對比分析

本文根據(jù)工程特點(diǎn)選擇心墻底部壩軸線與建基面交點(diǎn)處作為代表，分析施工開始至蓄水前大壩的應(yīng)力應(yīng)變及空隙水壓力隨施工進(jìn)度的變化情況。該處埋設(shè)有土壓力計(jì)IP6，可反應(yīng)心墻底部隨填筑高度變化的心墻基底總土壓力。在IP6處還埋設(shè)有P21滲壓計(jì)，用于反應(yīng)該處孔隙水壓的變化情況。IP6所測得總土壓力減去P21監(jiān)測的滲壓即為心墻底部Z向土壓力的有效應(yīng)力，由于該處荷載基本對稱，該值也近似與第一主應(yīng)力相同。IP6和P21實(shí)際觀測值與計(jì)算值對比情況如圖6及圖7所示。

由圖6可見，心墻底部總應(yīng)力監(jiān)測值和計(jì)算值歷時(shí)曲線反應(yīng)出相同的規(guī)律。從2012年5月至2012年11月大壩填筑的第一旱季期間壩體上升速度較快，當(dāng)大壩頂高程上升至213 m時(shí)，心墻底部豎向總應(yīng)力隨大壩增高逐漸增大至1.1 MPa；2012年11月至雨季末的2013年7月(該年度雨季較長)大壩填筑上身速度慢，心墻底部總應(yīng)力呈下降趨勢，原因在于大壩上部加載速度慢，而心墻中的孔隙水壓則在不斷消散，部分心墻的自重應(yīng)力通過反濾過渡料與心墻之間的剪應(yīng)力傳遞轉(zhuǎn)移到壩殼。從2013年8月開始大壩恢復(fù)填筑至2013年11月大壩填筑至242 m，心墻底部總應(yīng)力緩慢上升至1.3 MPa；第二個(gè)雨季后，大壩填筑到頂高程266 m，由于本階段大壩填筑速度慢且壩體頂部體積小，加載相對較小，心墻底部的總應(yīng)力增加幅度較小，心墻底部豎向總應(yīng)力在壩體填筑到頂時(shí)達(dá)到最大值1.4 MPa，隨后在大壩蓄水之前大壩心墻一直處于固結(jié)排水階段，由于心墻與壩殼料之間的“拱效應(yīng)”，在這個(gè)階段心墻底部總應(yīng)力呈下降趨勢，但由于心墻滲透系數(shù)很小，孔隙水壓消散很慢。

圖6 心墻底部豎向總應(yīng)力監(jiān)測值與數(shù)值計(jì)算對比圖

圖7 心墻底部孔隙壓力監(jiān)測值與數(shù)值計(jì)算對比圖

從圖7可見，相較于心墻底部總應(yīng)力實(shí)測值與計(jì)算值的吻合情況，心墻底部的孔隙水壓計(jì)算值歷時(shí)曲線與實(shí)測值相差較大，主要不同體現(xiàn)在孔隙壓力計(jì)算值隨壩體增高增大得更快，在第一個(gè)旱季連續(xù)施工末期，孔隙水壓計(jì)算值接近0.8 MPa，而實(shí)測值則為0.6 MPa，而2014年5月壩體填筑到頂至大壩蓄水前，孔隙水壓計(jì)算值較實(shí)測值消散速度更快，至2015年8月蓄水前，心墻底部孔隙壓力實(shí)測值維持在0.6 MPa，而孔隙壓力計(jì)算值則消散為0.4 MPa。但總體上來看，心墻底部孔隙壓力計(jì)算歷時(shí)曲線所反映的孔隙壓力形成和消散規(guī)律與實(shí)測曲線相同。施工前期河谷寬度小，壩體填筑上升速度快，心墻底部孔隙水壓來不及消散，孔隙壓力增加快并達(dá)到一個(gè)峰值，第一個(gè)雨季大壩上升速度慢，孔隙水壓不但不上升反而緩慢消散，再進(jìn)入第二個(gè)旱季大壩繼續(xù)填筑，孔隙水壓相應(yīng)增大至大壩填筑到頂時(shí)達(dá)到最大值。最后從填筑完成期到蓄水前，心墻停止加載，處于固結(jié)排水狀態(tài)，心墻底部孔隙水壓逐漸消散。

圖8 心墻底部有效應(yīng)力監(jiān)測值與數(shù)值計(jì)算對比圖

圖8顯示了心墻底部豎向有效應(yīng)力計(jì)算值與實(shí)測值的對比情況。從圖中可見，在第一個(gè)旱季壩體填筑速度較快的階段，數(shù)值計(jì)算所得孔隙壓力偏高，造成心墻底部有效應(yīng)力較實(shí)測值低。但到壩體填筑到頂時(shí)，計(jì)算值與實(shí)測值逐漸相近，而壩體填筑到頂之后到水庫蓄水前，數(shù)值計(jì)算孔隙水壓消散得比實(shí)測值快，因而有效應(yīng)力也相應(yīng)地增長得更快。到蓄水前，心墻底部的豎向有效應(yīng)力實(shí)測值為0.6 MPa，而計(jì)算值則為0.9 MPa。

4 結(jié) 論

(1)心墻與壩殼料之間的模量差產(chǎn)生的“拱效應(yīng)”將顯著降低心墻內(nèi)的豎向應(yīng)力。從本工程來看，心墻底部的總應(yīng)力實(shí)測值約1.3 MPa，遠(yuǎn)小于110 m高土體的靜土壓力。

(2)施工期心墻內(nèi)將殘生高孔隙壓力(最大0.82 MPa)，導(dǎo)致心墻內(nèi)的有效應(yīng)力很低，心墻的抗剪能力很差。因此，設(shè)計(jì)中應(yīng)重視壩體施工期的壩體的臨時(shí)穩(wěn)定，根據(jù)大壩填筑加載速度和心墻內(nèi)孔隙水壓生產(chǎn)和消散情況，選擇代表性施工剖面驗(yàn)算大壩在施工期的穩(wěn)定性。

(3)基于duncan-chang本構(gòu)模型的Biot固結(jié)方程可以通過有限單元法進(jìn)行求解，從而獲得堆石壩施工全過程心墻應(yīng)力應(yīng)變和孔隙壓力的演變情況。從本文的計(jì)算看，數(shù)值計(jì)算可以較準(zhǔn)確地模擬壩體變形，并反映心墻內(nèi)應(yīng)力和孔隙水壓變化規(guī)律，但心墻孔隙水壓的計(jì)算值存在較大偏差，原因可能是所采用的是飽和土的Biot固結(jié)方程，土石壩心墻在填筑過程中含水率雖然接近飽和，但心墻土體仍是三相狀態(tài)，土體顆粒間包含有氣體，飽和土的Biot固結(jié)理論不能準(zhǔn)確反映土體顆粒間存在二相流時(shí)的孔隙水壓演變情況。非飽和土的固結(jié)理論及求解方法還值得進(jìn)一步研究。