鄧 剛，陳 輝，張茵琪，張延億，張幸幸，侯偉亞

（中國水利水電科學(xué)研究院 流域水循環(huán)模擬與調(diào)控國家重點(diǎn)實(shí)驗(yàn)室，北京 100038）

1 研究背景

土質(zhì)心墻土石壩簡稱心墻壩，是水利水電工程常用壩型，世界已建最高土石壩（塔吉克斯坦Nurek壩，高300 m）和中國已建最高土石壩（糯扎渡，壩高261.5 m）均為心墻壩，我國在建的兩河口、雙江口及規(guī)劃設(shè)計(jì)中的RM等300 m級(jí)特高壩也均為心墻壩。歷史上心墻壩曾發(fā)生多次疑似水力劈裂的突然滲漏甚至潰決事故，而研究中一直未能再現(xiàn)非預(yù)設(shè)缺陷情況下水力劈裂所需應(yīng)力條件，心墻壩水力劈裂機(jī)理是亟待解決的安全問題之一。

本文從歷史上疑似發(fā)生水力劈裂的心墻壩案例共性出發(fā)，分析了水力劈裂發(fā)生需要的必要條件，從理論上探討了蓄水過程中心墻、壩殼的變形增量來源及其與壩殼濕化變形瞬時(shí)發(fā)生或持續(xù)發(fā)生間的關(guān)系，提出水力劈裂可能與壩殼濕化變形時(shí)間過程存在密切聯(lián)系。探討了粗粒料濕化變形與時(shí)間存在聯(lián)系的原因，結(jié)合既有試驗(yàn)、根據(jù)經(jīng)驗(yàn)建議了濕化變形時(shí)間發(fā)展過程模型即濕化后長期變形模型，并對假想模型壩開展了數(shù)值模擬，再現(xiàn)了初蓄過程中水力劈裂破壞所需應(yīng)力條件。針對可能與水力劈裂發(fā)生存在聯(lián)系的各因素，提出了相應(yīng)建議。

歷史上的疑似水力劈裂案例包括世界上唯一的高心墻壩潰決案例即美國Teton壩［1-3］和臨近潰決、緊急降低水位后得以殘存的美國Fontenelle壩［4-5］，以及多個(gè)在一過性突然滲漏后未潰決的案例［6-7］，如英國 Balderhead［8］、挪威 Viddalsvatn［9］和 Hyttejuvet［10］、美國 Yard's creek［6］和新西蘭 Matahi?a［11］等，2000年后我國建成的毛爾蓋心墻壩也曾發(fā)生了類似的一過性突然滲漏。

考慮到心墻采用的黏土、礫石土與壩殼采用的堆石、砂礫石等粗粒土間的力學(xué)特性差異，過去研究中曾較多將水力劈裂原因簡單歸咎于該差異可能導(dǎo)致的拱效應(yīng)和心墻豎向應(yīng)力減小，并進(jìn)一步認(rèn)為“豎向應(yīng)力小于庫水壓力”并引發(fā)心墻內(nèi)部水平裂縫和水力劈裂。從概念上看，水力劈裂本質(zhì)是張拉破壞，土體外部水壓力高于土體總小主應(yīng)力（及與抗拉強(qiáng)度之和）時(shí)，水力劈裂將在小主應(yīng)力正交面上發(fā)生，這在采油、劈裂灌漿等實(shí)踐中早已驗(yàn)證［12］。因此，心墻壩是否發(fā)生水力劈裂，既取決于小主應(yīng)力數(shù)值（小主應(yīng)力為負(fù)，即拉應(yīng)力），又取決于小主應(yīng)力方向（小主應(yīng)力正交面需穿透心墻）。

心墻中豎向應(yīng)力的正交面正好對應(yīng)穿越心墻的水平裂縫，同時(shí)，心墻中實(shí)測豎向應(yīng)力一般也確實(shí)明顯小于上覆土重，因此，早期水力劈裂研究中，內(nèi)部裂縫被狹義為橫斷面上的水平裂縫，豎向應(yīng)力替代了小主應(yīng)力，被用于水力劈裂判別。實(shí)際上，心墻“豎向應(yīng)力小于庫水壓力”這一條件，不僅從沒有在實(shí)際中測得過；在不考慮心墻施工導(dǎo)致的既有缺陷、裂縫及由此引起的尖端應(yīng)力集中和高壓水楔劈致裂情況下［13-15］，也未能在數(shù)值模擬、物理模擬中再現(xiàn)過。由于豎向應(yīng)力往往接近大主應(yīng)力、遠(yuǎn)大于小主應(yīng)力，因此，以豎向應(yīng)力小于水壓力作為水力劈裂判據(jù)在工程中無疑是過于寬松且不合理的。而單純從該條件出發(fā)，可能導(dǎo)出壩殼壓實(shí)偏于有害的結(jié)論，以減小拱效應(yīng)為目的而放松壩殼壓實(shí)密度和模量要求，反而易導(dǎo)致后期變形過大（如蓄水過程中變形大幅突增）等問題［16］。

心墻中的小主應(yīng)力多沿河流方向，因此，即使小主應(yīng)力為負(fù)，看起來也不可能具備水力劈裂所需應(yīng)力方向條件。

為了更好追溯歷史上各疑似水力劈裂案例的原因，鄧剛等［16-17］分析了各相關(guān)工程在體型結(jié)構(gòu)、滲漏現(xiàn)象、應(yīng)力變形等方面的特征。這些工程既包含了直心墻壩，又包括斜心墻壩，即使是直心墻，體型也有較大差異，可見，直心墻中可能的較強(qiáng)拱效應(yīng)與破壞現(xiàn)象沒有明顯關(guān)聯(lián)。同時(shí)，這些工程的監(jiān)測資料也并無心墻豎向應(yīng)力小于庫水壓力的情況。

值得注意的是，各工程滲漏量突增均發(fā)生在首次蓄水、水位快速上升過程中，且破壞位置都發(fā)生在岸坡中上部、存在坡面外凸轉(zhuǎn)折等特殊地形的斷面，而并非拱效應(yīng)突出、變形大、水頭高的河床附近典型大斷面。同時(shí)，Hyttejuvet和毛爾蓋等工程都存在壩頂沉降隨水位快速上升而突增的現(xiàn)象，首次蓄水期間的壩頂沉降增量分別超過0.8 m［18］和0.6 m。

從案例分析上看，有理由猜測，壩殼壓實(shí)度低、蓄水變形增量大（包含濕化變形等后期變形），在與岸坡存在外凸轉(zhuǎn)折，水位快速上升等條件組合情況下較易出現(xiàn)水力劈裂破壞。其中，壩殼較大濕化變形及其過程、岸坡條件等尚未得到充分考慮，可能是過去的分析中難以計(jì)算得到水力劈裂所需應(yīng)力條件的原因。

2 初蓄水力劈裂破壞與濕化變形時(shí)間發(fā)展過程關(guān)系的理論分析

2.1 濕化變形瞬時(shí)發(fā)生不能引發(fā)水力劈裂所需應(yīng)力條件 隨著蓄水過程中水庫水位快速上升，水位以下的壩殼浸水并發(fā)生濕化變形。水位變動(dòng)區(qū)的壩殼孔隙水壓力提高后，有效圍壓降低［19］、發(fā)生卸荷回彈，同時(shí)剪應(yīng)力水平提升、發(fā)生剪切變形并抵消部分卸荷回彈變形。水位以下的心墻中，庫水滲入，孔隙水壓力變化（視施工時(shí)產(chǎn)生的超靜孔隙水壓力及其消散情況）而卸荷回彈或受荷壓縮。由于庫水入滲心墻速度相對較慢，且入滲后水頭從上游側(cè)至下游側(cè)逐步衰減，孔隙水壓力變化量在心墻內(nèi)不均勻分布，因此，心墻因庫水入滲而導(dǎo)致的變形增量量級(jí)相對較小，在時(shí)間上也相對滯后于壩殼。

對于水位變動(dòng)區(qū)之外的壩殼，在水位變化過程中，高程低于水位變動(dòng)區(qū)的部分也因有效圍壓持續(xù)降低而略有回彈。高于水位變動(dòng)區(qū)的壩殼則應(yīng)力不發(fā)生變化，僅因?yàn)槠湎虏繅螝さ淖冃味桨l(fā)生抬升或沉降等變形。同時(shí)，由于回彈模量遠(yuǎn)高于加載模量，一般認(rèn)為跟隨水位變動(dòng)區(qū)卸荷回彈變形發(fā)生的抬升變形量級(jí)較小。

如果認(rèn)為壩殼濕化變形也隨浸水過程即時(shí)完成，則壩殼各位置的濕化變形總瞬間發(fā)生在該位置是水位變動(dòng)區(qū)時(shí)（即庫水剛超過該位置所在高程時(shí)），且隨著水位上升不再變化。因此，庫水位上升增量僅導(dǎo)致當(dāng)前庫水位附近水位變動(dòng)區(qū)內(nèi)的壩殼濕化沉陷和卸荷回彈變形，由于濕化變形全部發(fā)生，該部分變形增量以沉降為主；庫水位以下非當(dāng)前水位變動(dòng)區(qū)處，壩殼不再發(fā)生濕化變形而發(fā)生卸荷回彈（上抬）。無論壩殼濕化變形大小，水位變動(dòng)區(qū)附近的心墻因與壩殼相互作用而主要發(fā)生局部壓縮，但不會(huì)在特定位置特別是岸坡中上部斷面因張控而出現(xiàn)應(yīng)力局部減小至小主應(yīng)力小于庫水壓力的情況，如圖1所示。

圖1 壩殼濕化變形瞬時(shí)發(fā)生時(shí)庫水位快速上升導(dǎo)致的橫斷面上壩殼和心墻變形增量分布

2.2 濕化變形延時(shí)發(fā)生可能引發(fā)水力劈裂所需應(yīng)力條件 如果濕化變形在浸水后延時(shí)發(fā)生，并持續(xù)一定時(shí)間，則當(dāng)前庫水位以下各深度處壩殼濕化變形持續(xù)增大，且隨著水位上升仍繼續(xù)變化。

對于一定的庫水位增量，水位變動(dòng)區(qū)內(nèi)的壩殼變形增量與考慮濕化瞬時(shí)發(fā)生類似，存在卸荷回彈變形、剪切變形與浸水濕化變形的疊加，但一定時(shí)間增量內(nèi)的濕化變形增量較小，因此，水位變動(dòng)區(qū)的壩殼變形主要體現(xiàn)為回彈變形；而水位變動(dòng)區(qū)以下的壩殼變形增量則與前述假定壩殼濕化變形瞬時(shí)完成的情況不同，持續(xù)存在濕化沉降變形增量。由此，考慮濕化變形持續(xù)時(shí)間后，庫水位提高時(shí)，壩殼下部下沉而上部抬升，心墻則因與壩殼的相互作用而在中上部位置出現(xiàn)集中拉伸，如圖2所示。

圖2 壩殼濕化變形延時(shí)發(fā)生時(shí)庫水位快速上升導(dǎo)致平行岸坡方向壩殼和心墻變形增量分布

如果岸坡的外凸轉(zhuǎn)折位置靠近上述心墻集中拉伸帶時(shí)，岸坡的約束作用可能放大下部沉降、上部抬升引起的心墻拉伸，導(dǎo)致心墻大、小主應(yīng)力減小，小主應(yīng)力小于孔隙水壓力或庫水壓力。同樣由于岸坡的約束作用，岸坡外凸轉(zhuǎn)折位置的縱斷面內(nèi)應(yīng)力可能轉(zhuǎn)化為小主應(yīng)力，其正交面穿過心墻，可以發(fā)生水力劈裂。可見，如果壩殼濕化變形延時(shí)發(fā)生、持續(xù)一定時(shí)間，則壩殼不同位置的浸水濕化變形、卸荷回彈變形分布，將使壩殼和心墻變形在空間和時(shí)序上出現(xiàn)不協(xié)調(diào)，心墻縱斷面內(nèi)特定方向應(yīng)力成為小主應(yīng)力并降低至小于庫水壓力，最終可能導(dǎo)致應(yīng)力正交方向上出現(xiàn)水力劈裂［17］。

案例分析和理論分析說明，岸坡附近是較可能具備水力劈裂應(yīng)力條件的位置。當(dāng)考慮濕化變形時(shí)間發(fā)展時(shí)，心墻和壩殼的后期變形量值、發(fā)展速度及其空間分布的差異，與岸坡約束作用疊加，會(huì)大幅加劇壩殼與心墻在順岸坡方向上的相互作用，導(dǎo)致順岸坡方向變形不協(xié)調(diào)。岸坡存在外凸轉(zhuǎn)折等特殊地形、水庫快速蓄水可能加大變形不協(xié)調(diào)程度，引起心墻順岸坡向局部拉伸、裂縫，并出現(xiàn)水力劈裂破壞。上述分析可能是心墻在初蓄過程中發(fā)生水力劈裂的機(jī)理。

較大的壩殼濕化變形及其隨時(shí)間發(fā)展過程未在分析中得到充分考慮，可能是過去的分析中難以再現(xiàn)水力劈裂所需應(yīng)力條件的主要原因。

3 初蓄水力劈裂破壞與濕化變形時(shí)間發(fā)展過程等關(guān)系的數(shù)值模擬

3.1 濕化變形時(shí)間發(fā)展過程的模擬 由于壩殼堆石料、砂礫石等粗粒土顆粒結(jié)構(gòu)致密，即使試驗(yàn)室中采用的小粒徑堆石料，吸水過程（即相對濕度或飽和度、總吸力、含水率等的變化）仍需相當(dāng)時(shí)間［20］，如考慮浸水過程縮尺效應(yīng)［21］，現(xiàn)場大粒徑壩殼粗粒土的浸水變形持續(xù)時(shí)間可能更長。Oldecop和Alonso［22-23］考查了相對濕度變化時(shí)的堆石料變形發(fā)展規(guī)律，隨總吸力減小、相對濕度增大，濕化變形逐步積累。也就是說，濕化變形存在隨吸水過程發(fā)展的累積過程。

除粗粒土顆粒吸水過程所需時(shí)間外，相對濕度升高后保持不變的情況下濕化變形仍會(huì)持續(xù)。近期開展的側(cè)限濕化試驗(yàn)［24-26］，證實(shí)了這種濕化變形時(shí)間發(fā)展過程的存在，張延億等采用雙曲線模擬這種時(shí)間發(fā)展過程；丁艷輝等進(jìn)一步將濕化后變形劃分為濕化瞬時(shí)變形和濕態(tài)流變變形，用流變表達(dá)這種濕化變形時(shí)間過程。

如果將濕化作用看做一種廣義荷載［25］，濕化時(shí)間過程確與流變時(shí)間過程存在相似性。目前尚未見三軸濕化變形時(shí)間過程的報(bào)道，為驗(yàn)證分析濕化變形時(shí)間發(fā)展過程與水力劈裂現(xiàn)象之間的聯(lián)系，根據(jù)既有三維濕化模型和流變模型的特點(diǎn)，本文建議了一種融合流變計(jì)算方法和濕化計(jì)算方法的濕化變形時(shí)間發(fā)展過程分析模型。上述模型構(gòu)建方法已有學(xué)者開展過實(shí)踐，在其開展的面板堆石壩濕化變形［27］分析中，引入了沈珠江流變模型中的指數(shù)函數(shù)［28］。

考慮對數(shù)曲線沒有最終量的概念，且對數(shù)模型較易處理時(shí)間單位協(xié)調(diào)、解決室內(nèi)試驗(yàn)變形量級(jí)與現(xiàn)場變形量級(jí)的差異等問題，同時(shí)與較多大壩實(shí)測沉降規(guī)律（后期變形隨時(shí)間對數(shù)線性發(fā)展）接近，本文用作者提出的對數(shù)流變模型中類似函數(shù)［29-30］描述濕化變形發(fā)展過程（濕化變形隨時(shí)間對數(shù)線性發(fā)展的規(guī)律也與既有濕化試驗(yàn)獲得的變形發(fā)展過程較接近，如圖3所示）。相應(yīng)的濕化體應(yīng)變?chǔ)舦-wetting和濕化剪應(yīng)變?chǔ)脀etting隨時(shí)間發(fā)展過程分別通過以下公式進(jìn)行計(jì)算：

圖3 試驗(yàn)濕化變形發(fā)展過程與對數(shù)模型的對比（試驗(yàn)數(shù)據(jù)引用自丁艷輝等［24］）

式中tw、tw0分別為浸水后時(shí)間和瞬時(shí)浸水變形參考時(shí)間，分析中采用相同時(shí)間單位即可，對時(shí)間單位的采用沒有強(qiáng)制要求。對于土石壩計(jì)算，可按天（d）計(jì)，一般tw0可取0.1倍單位時(shí)間如0.1d。單位時(shí)間1 d時(shí)的濕化體應(yīng)變?chǔ)舦-wetting和濕化剪應(yīng)變?chǔ)脀etting，即分別等于浸水單位時(shí)間時(shí)體積濕化變形εvw10和浸水單位時(shí)間時(shí)剪切濕化變形γw10Cck（剪切濕化變形增加了系數(shù)Cck以提高模型靈活性和適用性）。對于濕化變形試驗(yàn)數(shù)據(jù)整理，時(shí)間單位可采用分（min）等。

假定全部濕化變形的應(yīng)變主軸與應(yīng)力主軸重合（暫不考慮濕化變形是否存在不重合性［25］），根據(jù)Prandtl-Reuss流動(dòng)法則，將濕化變形分配至各應(yīng)變分量：

式中：{εwetting}為濕化應(yīng)變矢量；{I}為單位矢量；{s}為偏應(yīng)力矢量。

模型中的浸水當(dāng)天濕化變形量（體積濕化變形εvw10和剪切濕化變形γw10）采用李國英等的改進(jìn)Cw-Dw濕化模型［31］計(jì)算，以考慮圍壓σ3、剪應(yīng)力水平Sl等的影響，即

式中：Cw、Dw分別為體積應(yīng)變濕化參數(shù)和偏應(yīng)變濕化參數(shù)；nw為參數(shù)；Pa為1個(gè)標(biāo)準(zhǔn)大氣壓力，取100 kPa，用以調(diào)整公式量綱。模型假定濕化體積應(yīng)變僅與圍壓有關(guān)、和剪應(yīng)力水平無關(guān)，浸水濕化剪切應(yīng)變僅與剪切應(yīng)力水平相關(guān)、與圍壓無關(guān)。

3.2 考慮濕化變形時(shí)間發(fā)展時(shí)的水力劈裂破壞現(xiàn)象模擬 根據(jù)實(shí)際工程進(jìn)行簡化后建立的假想模型壩幾何模型、有限元模型分別如圖4和圖5所示。模型壩高83.5 m，壩頂寬10 m，壩體上游側(cè)坡比為 1∶2.0～1∶2.25，下游側(cè)坡比1∶2.0。壩體分區(qū)主要包括心墻、壩殼堆石（及上游圍堰）、上下游反濾等。心墻頂寬4 m，大壩靠近右側(cè)壩頭的88 m范圍心墻上下游坡比為1∶0.4，該范圍左側(cè)30 m外區(qū)域的心墻坡比為1∶0.3，之間為過渡帶。心墻兩側(cè)均設(shè)兩層反濾，其中上游兩層反濾寬度均為2 m，下游兩層反濾分別寬2 m和3 m。

圖4 計(jì)算幾何模型

圖5 計(jì)算有限元模型（右岸側(cè)局部）

計(jì)算模型壩的填筑、蓄水過程以及各高程處蓄水速度如圖6所示。假定的計(jì)算分析模型中心墻坡比（特別是右岸側(cè)心墻坡比）相對較緩、寬度較大，壩殼堆石對心墻的拱效應(yīng)較弱，能夠更好與其他因素的作用進(jìn)行區(qū)分。

圖6 計(jì)算模型壩填筑和蓄水過程

計(jì)算采用基于Biot固結(jié)理論的有效應(yīng)力法進(jìn)行，各筑壩材料瞬時(shí)應(yīng)力變形采用鄧肯EB模型，參數(shù)如表1。心墻滲透系數(shù)取7×10-6cm/s。

表1 各筑壩材料鄧肯EB模型參數(shù)

壩殼濕化變形及其時(shí)間過程按3.1節(jié)所述模型進(jìn)行計(jì)算，由于目前缺乏考慮粗粒料濕化變形時(shí)間過程的大型三軸試驗(yàn)成果，同時(shí)，即使室內(nèi)大型三軸成果，也因尺寸效應(yīng)等緣故，在濕化變形量值、時(shí)間發(fā)展速度等方面仍與現(xiàn)場存在較大差異，本分析中，僅為驗(yàn)證分析濕化變形時(shí)間發(fā)展過程與水力劈裂現(xiàn)象之間的聯(lián)系，根據(jù)濕化和流變計(jì)算分析的經(jīng)驗(yàn)，將參數(shù)Cw、Dw和nw確定為0.15、0.08和0.62。

從開始蓄水至水庫滿蓄（庫水位距壩頂12.9 m）期間的壩體表面沉降增量（m）和順河向水平位移增量（m）分布如圖7所示。在水庫蓄水過程中存在較大濕化變形時(shí)，壩殼出現(xiàn)整體下沉，增量最大值出現(xiàn)在壩體表面中上部；同時(shí)，上游壩面頂部附近有朝向上游側(cè)的較大水平位移。

圖7 蓄水過程中壩體表面位移增量分布（單位：m）

壩殼深部濕化變形的發(fā)展初期存在濕化變形增量高峰，而由于快速蓄水，庫水位附近的淺層壩殼隨有效圍壓減小而出現(xiàn)回彈變形，由于壩殼深部沉降增量和淺部向上變形的疊加，心墻因壩殼拖曳而在上部受到張拉，有效應(yīng)力減小，這種有效應(yīng)力減小現(xiàn)象存在基巖約束的岸坡側(cè)更為明顯，心墻上部部分位置有效小主應(yīng)力出現(xiàn)負(fù)值，典型縱斷面靠近右岸側(cè)局部的有效小主應(yīng)力分布如圖8所示。由于岸坡凸變點(diǎn)的存在，凸變點(diǎn)處應(yīng)力相對略高，但變坡點(diǎn)上、下側(cè)近岸坡區(qū)域中心墻有效小主應(yīng)力均為負(fù)值。

圖8 典型縱斷面上的有效小主應(yīng)力分布（單位：MPa）

對于河谷中央大斷面中的心墻或遠(yuǎn)離岸坡區(qū)域的心墻，大主應(yīng)力一般沿豎向方向，中主應(yīng)力多為縱斷面中水平方向，小主應(yīng)力則一般順上下游方向。但是，由于岸坡約束的作用，心墻主應(yīng)力方向多有一定旋轉(zhuǎn)，在（平直）岸坡表面處，大主應(yīng)力多順岸坡方向，而其正交方向?yàn)橹兄鲬?yīng)力或小主應(yīng)力。當(dāng)存在如本案例類似上緩下陡的岸坡凸變時(shí)，在凸變點(diǎn)以下、深度較大的位置，在高應(yīng)力、大變形的作用與岸坡約束的聯(lián)合作用下，心墻大主應(yīng)力方向總體平行于岸坡，但方向明顯緩于深部岸坡，似在深部岸坡平行方向上附加了部分上部緩岸坡的影響。但是，隨著深度減小，靠近右岸岸坡部分的心墻有效大主應(yīng)力方向并未朝向上部岸坡方向旋轉(zhuǎn)，反而逐步沿逆時(shí)針方向旋轉(zhuǎn)，并在跨過變坡點(diǎn)附近時(shí)有一定旋轉(zhuǎn)角度突增，并在變坡點(diǎn)以上位置與岸坡保持較大夾角。心墻主應(yīng)力跡線分布、有效大主應(yīng)力方向與水平方向夾角分布分別如圖9（a）和圖9（b）所示。變坡點(diǎn)的存在，似乎導(dǎo)致心墻近岸坡側(cè)變坡點(diǎn)上下區(qū)域出現(xiàn)了一定的“隔離”現(xiàn)象，因此，變坡點(diǎn)兩側(cè)特別是變坡點(diǎn)以下、靠近變坡點(diǎn)的區(qū)域出現(xiàn)了有效小主應(yīng)力數(shù)值小于零的集中區(qū)域，這些區(qū)域內(nèi)有效小主應(yīng)力正交面的方向可以穿過心墻，出現(xiàn)了可以導(dǎo)致水力劈裂的應(yīng)力條件。

圖9 典型縱斷面上的有效主應(yīng)力跡線和有效大主應(yīng)力方向與水平方向夾角分布

如將右岸突變基巖清除，岸坡基巖面按照一定坡度“一坡到底”，縱斷面上的有效小主應(yīng)力較存在突變情況下提高，不再存在負(fù)有效小主應(yīng)力區(qū)域。

由此可見，當(dāng)蓄水導(dǎo)致的濕化變形較大且隨時(shí)間逐步增加時(shí)，疊加岸坡凸變等情況，可能使心墻因變形不協(xié)調(diào)而出現(xiàn)水力劈裂所需應(yīng)力條件。

與“拉平”岸坡后水力劈裂應(yīng)力條件消失的情況類似的是，保持其他因素不變，大幅提高蓄水速度或大幅減小蓄水速度，或不再考慮濕化變形時(shí)間發(fā)展（濕化變形浸水瞬時(shí)發(fā)生）、大幅加快濕化變形過程等，即使具有凸變岸坡的心墻，水力劈裂所需正交面貫穿心墻的負(fù)值有效小主應(yīng)力條件仍難以再現(xiàn)。說明水力劈裂所需應(yīng)力條件的產(chǎn)生，與不同位置處壩體變形增速存在密切的關(guān)系，僅有較為特定的濕化變形速度、蓄水速度等的組合才能導(dǎo)致水力劈裂。

4 結(jié)論與建議

本文采用數(shù)值模擬的方法，研究了壩殼濕化過程土質(zhì)心墻壩初蓄水力劈裂問題，得到以下結(jié)論：壩殼被庫水浸沒后延時(shí)持續(xù)發(fā)展的濕化變形，與壩殼流變等后期變形疊加，導(dǎo)致庫水位以下深部壩殼持續(xù)較大沉降變形增量；而庫水位以下淺部水位變動(dòng)范圍內(nèi)的壩殼因有效應(yīng)力降低而出現(xiàn)向上變形增量。因壩殼深、淺部變形增量空間分布差異，心墻與壩殼變形不協(xié)調(diào)在不同部位出現(xiàn)差異，心墻在拖曳作用下出現(xiàn)中上部位置的順岸坡方向拉伸。岸坡存在凸變等特殊地形、水庫快速蓄水等可能加大變形不協(xié)調(diào)程度，引起心墻順岸坡向局部拉伸、裂縫，出現(xiàn)縱斷面內(nèi)拉應(yīng)力，其正交方向穿越心墻，從而產(chǎn)生水力劈裂破壞所需應(yīng)力條件。

為了避免心墻水力劈裂的發(fā)生，提出如下幾點(diǎn)建議：

（1）壩殼浸水濕化變形是深部壩殼變形增量主要成分之一，是順岸坡方向后期變形不協(xié)調(diào)的主要來源之一。減小濕化變形等壩體后期變形可有效避免水力劈裂，應(yīng)保證壓實(shí)密度［32］，嚴(yán)格壩殼變形控制，以減小蓄水后濕化變形等后期變形。

（2）復(fù)雜岸坡條件如岸坡基巖凸變可能加劇其上下部分的心墻變形差異，宜將岸坡基巖面開挖為平直面或凹面，并在心墻與岸坡剛性接觸面間布置柔性較高、變形適應(yīng)性好的接觸黏土區(qū)，盡量減小岸坡對心墻變形的約束。

（3）壩殼濕化變形存在一定的時(shí)間發(fā)展過程，濕化初期存在一定的變形增量發(fā)展高峰期，蓄水過快可能導(dǎo)致庫水位以下水位變動(dòng)區(qū)的上抬變形與深部較高速度的濕化變形增量疊加，導(dǎo)致心墻快速拉伸。在水庫較低高程布置泄水構(gòu)筑物，創(chuàng)造條件控制蓄水速度，或通過預(yù)測分析，選擇與濕化速度耦合作用區(qū)間較為遠(yuǎn)離的水位變動(dòng)速度（工程中一般難以提高水位上升速度，但存在降低水位上升速度的可能性），可防止快速蓄水過程中水位變動(dòng)區(qū)上抬變形擴(kuò)大順岸坡方向變形不協(xié)調(diào)。