王藝潔，陶 虎，張少英，王軍璽

（1.蘭州交通大學(xué)土木工程學(xué)院，蘭州 730070；2.西安理工大學(xué)土木建筑工程學(xué)院，西安 710000）

0 引 言

1976年，美國Teton 壩在蓄水初期失事，全程僅1.5 h，損失慘重，社會(huì)影響極大，經(jīng)事故調(diào)查組勘查取證后，發(fā)現(xiàn)右岸齒槽內(nèi)心墻土料出現(xiàn)拱效應(yīng)，遂將其失事原因歸結(jié)為水力劈裂引起裂隙發(fā)展，局部滲漏引起流土和管涌現(xiàn)象，最終引發(fā)潰壩。類似工程事故［1］還有挪威的Viddalsuatu 壩和Hyttejuvet壩、英國的Balderhead 壩、美國的Wister 壩 和Yard，s Greek 壩、加拿大的Manicouagan 壩和印度尼西亞的Djatiluhur 壩，以及中國的西齋堂壩，土質(zhì)心墻壩的水力劈裂問題日益受到學(xué)者們的重視。

Seed［2］、黃文熙［3］均指出水力劈裂現(xiàn)象是指土體或巖體的裂縫在高壓作用下產(chǎn)生并擴(kuò)展的現(xiàn)象。因此在水力劈裂問題中，初始裂縫的形成是重要的物質(zhì)條件之一［4，5］。在影響心墻出現(xiàn)裂縫的眾多因素中，方達(dá)歐［6］認(rèn)為土石壩心墻的幾何形狀是其中一個(gè)重要影響因素。比如挪威Hyttejuvet 壩在施工過程中監(jiān)測(cè)到較高的孔隙水壓力，為加快心墻孔隙水壓力消散，在施工中途減小了心墻寬度，致使心墻結(jié)構(gòu)異變，最終在初次蓄水期發(fā)生水力劈裂現(xiàn)象。研究表明心墻結(jié)構(gòu)形態(tài)是影響水力劈裂發(fā)生的重要因素［7］，當(dāng)心墻上游面形態(tài)呈現(xiàn)較大突變和轉(zhuǎn)折時(shí)，會(huì)在心墻和壩殼料之間加劇拱效應(yīng)現(xiàn)象，較易出現(xiàn)裂縫。因此，分析心墻坡比突變對(duì)壩體發(fā)生水力劈裂的影響便顯得尤為重要。

土工離心模型試驗(yàn)可進(jìn)一步貼合心墻的邊界條件、應(yīng)力路徑和應(yīng)力狀態(tài)，近些年使用該項(xiàng)技術(shù)研究土體裂縫、沉降及水力劈裂的有效性已得到證實(shí)［8-10］。本文正是在此背景下提出，依托西南交通大學(xué)TLJ-2 型土工離心機(jī)，采用土石壩模型離心試驗(yàn)?zāi)M壩體施工期及初次蓄水的工作狀態(tài)，重點(diǎn)研究了心墻上游面突變段的應(yīng)力分布情況，監(jiān)測(cè)心墻上下游水壓力及蓄水過程中心墻應(yīng)力的變化過程，揭示初次蓄水時(shí)心墻發(fā)生水力劈裂的應(yīng)力特征，通過有限元軟件建立數(shù)值模型，運(yùn)用總應(yīng)力分析法分析竣工期和蓄水期心墻形態(tài)和上游面坡比不同對(duì)壩體拱效應(yīng)的影響。

1 離心模型試驗(yàn)

1.1 試驗(yàn)?zāi)Ｐ拖?/h3>

試驗(yàn)?zāi)Ｐ拖洳捎米灾颇Ｐ拖洌叽鐬?00 mm（長(zhǎng)）×600 mm（寬）×600 mm（高）。模型箱底面及其他3 個(gè)側(cè)面由鋼板組成，另一側(cè)面為便于觀測(cè)試驗(yàn)?zāi)Ｐ瓦\(yùn)轉(zhuǎn)情況采用有機(jī)玻璃，自制模型箱參數(shù)如表1所示。鋼板外圍采用肋條焊接以加固模型箱。試驗(yàn)?zāi)Ｐ吞幱谒颅h(huán)境，因此模型箱各接縫處的密封性十分重要，須涂抹密封材料。此次試驗(yàn)最大離心加速度為200g條件下，模型箱未出現(xiàn)肉眼可見的撓曲變形，也未觀測(cè)到漏水現(xiàn)象，證明模型箱可用于此次水力劈裂試驗(yàn)。

表1 模型箱主要參數(shù)Tab.1 Main parameters of the model box

裝上土石壩模型后的模型箱正視圖見圖1，俯視圖見圖2所示。為防止箱體加載過程中出現(xiàn)模型側(cè)壁與箱體接觸面滲漏的問題，采用密封材料封堵密實(shí)，使用效果良好，試驗(yàn)過程中未出現(xiàn)側(cè)壁滲漏。

圖1 模型箱實(shí)拍正視圖Fig.1 Sectional view of centrifugal model box

圖2 模型箱實(shí)拍俯視圖Fig.2 Top view of sensor layout

1.2 試驗(yàn)用土

現(xiàn)場(chǎng)實(shí)測(cè)資料分析表明，心墻壩工程的水力劈裂破壞均發(fā)生在初次蓄水期［11］，此時(shí)心墻尚未形成穩(wěn)定的浸潤線，為非飽和狀態(tài)。只有在工程初期心墻土體處于非飽和狀態(tài)才存在尚未消散的高孔隙水壓力，使得土體豎向有效應(yīng)力減小，水體進(jìn)入裂縫后水壓楔劈效應(yīng)才易形成，最終產(chǎn)生擴(kuò)展和貫通。為真實(shí)模擬施工期和初次蓄水初期土質(zhì)心墻的非飽和狀態(tài)，水力劈裂試驗(yàn)采用非飽和心墻土樣，心墻防滲土料干密度為1.69 g/cm3，含水率18.25%，測(cè)定液限為39.5%，塑限為20.5%?？紤]到要盡量減小模型試驗(yàn)中粒徑效應(yīng)和邊界效應(yīng)的影響，壩殼料試驗(yàn)干密度為1.89 g/cm3，孔隙率為22%，顆粒級(jí)配曲線圖如圖3所示。

圖3 壩殼料級(jí)配曲線Fig.3 Grading curves of shell materials

模型填筑與原型建壩過程基本相似，采用分層填筑的方法，逐層夯實(shí)到設(shè)計(jì)干密度。對(duì)土層間接觸面進(jìn)行刨毛處理，確保相鄰?fù)翆娱g接觸良好。心墻土體兩側(cè)及底部與模型箱的接觸面須在填筑土料前涂刷一層止水油脂，防止試驗(yàn)過程漏水。模型箱制好以后，吊入離心模型機(jī)中，檢查采集系統(tǒng)是否正常，調(diào)整土壓力和位移傳感器，檢查各通道、安全防護(hù)系統(tǒng)及加水系統(tǒng)。

1.3 試驗(yàn)步驟

模型壩的正視圖如圖4所示。模型壩高510 mm，其中防滲心墻上部寬50 mm，下部寬140 mm，壩頂寬76 mm。模型比尺取為1∶200，設(shè)計(jì)離心加速度為200g，等效壩高為102 m。為探究心墻變坡對(duì)水力劈裂的影響，在模型心墻上游面245 mm 處設(shè)置變坡，245 mm 以下坡比為1∶0.44，245 mm 以上突變?yōu)樨Q直心墻。

圖4 土石壩模型正視圖（單位：mm）Fig.4 Sectional view of centrifugal model box

模型箱中埋設(shè)5 支水壓力傳感器，上游左、右底面各一只（標(biāo)號(hào)KY-2，KY-1），下游左、右底面各一只（標(biāo)號(hào)KY-4，KY-3），245 mm 變坡處設(shè)一只（標(biāo)號(hào)KY-5），設(shè)置3 支土壓力傳感器，分別位于上游壩殼處、心墻245 mm 變截面處水平和豎向各一只（TY-6、TY-7、TY-8），1 支位移傳感器位于心墻頂端監(jiān)測(cè)心墻沉降量（標(biāo)號(hào)YWC-1），模型箱內(nèi)傳感器布置俯視圖如圖5所示。

圖5 傳感器布置俯視圖（單位：mm）Fig.5 Top view of sensor layout

模型運(yùn)行分兩個(gè)工況，即施工期和蓄水初期。運(yùn)行前須確保試驗(yàn)設(shè)備安裝正常，離心機(jī)開機(jī)后逐級(jí)加載升到200g，然后在200g下穩(wěn)定轉(zhuǎn)動(dòng)，待變形趨于穩(wěn)定后，打開加水閥門在模型上游注入摻入藍(lán)色墨汁的水。試驗(yàn)結(jié)束后，能判定水力劈裂發(fā)生的現(xiàn)象如下：①土石壩模型下游出現(xiàn)藍(lán)色水跡；②試驗(yàn)后拆模，查看心墻內(nèi)部是否出現(xiàn)殘留的藍(lán)色痕跡，即水力劈裂形成的裂縫；③土石壩模型在未停機(jī)之前，上游安裝的孔隙水壓力傳感器量測(cè)到水壓突降，同時(shí)下游孔隙水壓力傳感器量測(cè)到水壓突升。

試驗(yàn)后，第一組（模型A1）試驗(yàn)?zāi)Ｐ筒⑽闯霈F(xiàn)水力劈裂現(xiàn)象，分析是因?yàn)槭┕て谶\(yùn)轉(zhuǎn)時(shí)間太短，心墻土體沉降量太小，拱效應(yīng)作用不明顯。根據(jù)第一次出現(xiàn)的問題及不足，重新制模做了第二組（模型A2）離心模型試驗(yàn)，延長(zhǎng)離心機(jī)運(yùn)轉(zhuǎn)時(shí)間以累積壩體不均勻沉降，最終出現(xiàn)水力劈裂現(xiàn)象，以下為兩組試驗(yàn)結(jié)果的對(duì)比說明。

1.4 施工期模型分析

施工期，模型采用逐級(jí)從0g加載至16g、32g、64g、128g和200g的方式，模擬大壩逐級(jí)施工過程。模型A1 每級(jí)運(yùn)轉(zhuǎn)6 min，加到200g時(shí)再運(yùn)轉(zhuǎn)6 min，使得壩體固結(jié)。模型A2延長(zhǎng)運(yùn)轉(zhuǎn)時(shí)長(zhǎng)，每級(jí)運(yùn)轉(zhuǎn)12 min，加載至200g再運(yùn)轉(zhuǎn)12 min。兩組模型上游壩殼、心墻處的土壓力傳感器TY-6、TY-8監(jiān)測(cè)到這一過程的土壓力隨時(shí)間變化的曲線如圖6所示。土壓力均隨模型加速度呈階梯式變化，且同一高程處土壓力傳感器TY-6、TY-8監(jiān)測(cè)到心墻土壓力略高于壩殼土壓力，為蓄水期心墻與壩殼不均勻沉降后產(chǎn)生拱效應(yīng)提供力學(xué)條件。

圖6 施工期豎向土壓力-時(shí)間變化圖Fig.6 Vertical soil stress vs.Time during construction

這一時(shí)期土料接近飽和，不斷增加的自重荷載（上覆土壓力）促使大壩土體內(nèi)形成高孔隙水壓力，并不斷向低孔隙水壓力區(qū)消散。當(dāng)其消散速度小于增長(zhǎng)速度，會(huì)造成孔隙水壓力積攢，形成高孔隙水壓力。進(jìn)一步考慮到現(xiàn)代土石壩填筑速度快，心墻土滲透系數(shù)呈非線性特性，滲透系數(shù)較低的心墻土在固結(jié)及自重荷載作用下，其最終的滲透性往往低于原有工程設(shè)計(jì)值，使得孔隙水壓力的消散變得更為緩慢和困難。這種高孔隙水壓力的存在會(huì)大大降低心墻的有效應(yīng)力。因此在施工期，土體不均勻固結(jié)和高孔隙水壓力的存在都為水力劈裂的形成提供了物質(zhì)基礎(chǔ)。

1.5 初次蓄水期分析

1.5.1 模型水力劈裂現(xiàn)象

模型A1 在開機(jī)運(yùn)轉(zhuǎn)10 min 后打開電磁閥加水，每級(jí)加載時(shí)間6 min，同步逐級(jí)加載至200g后整體蓄水完成，運(yùn)轉(zhuǎn)30 min后停機(jī)。如圖7（a）所示，模型A1 下游孔隙水壓力并未突升，開挖后也未發(fā)現(xiàn)水力劈裂痕跡，而后總結(jié)經(jīng)驗(yàn)調(diào)整模型加載時(shí)間。模型A2 分5 級(jí)加載，每級(jí)加載15 min，至200g后打開電磁閥向上游加水至預(yù)定蓄水位485 mm。運(yùn)轉(zhuǎn)至6 562 s 時(shí)，模型A2 出現(xiàn)下游孔隙水壓力驟升，如圖7（b）所示，即視為發(fā)生水力劈裂。模型A2 停機(jī)開挖后，心墻245 mm 水平面出現(xiàn)顯著藍(lán)色劈裂痕跡，見圖8所示，即心墻變坡處出現(xiàn)顯著的水力劈裂現(xiàn)象。開挖始末，如圖9所示：心墻245 mm 處兩端壩殼料均有藍(lán)色示蹤劑集中帶，壩坡處距端部300 mm 處呈流塑狀態(tài)，心墻左端邊坡處水平向夾藍(lán)色細(xì)沙，上、下游內(nèi)伸0.5 cm 處整體呈流塑狀態(tài)，最終導(dǎo)致滲透破壞。

圖7 蓄水期水壓力-時(shí)間變化圖Fig.7 Water pressure vs.Time during storage period

圖8 水力劈裂痕跡Fig.8 Hydraulic fracturing marks

圖9 模型A2開挖實(shí)拍圖Fig.9 Actual excavation image of Model A2

1.5.2 心墻變坡處水力劈裂機(jī)理初步分析

模型A2 試驗(yàn)過程中心墻頂端最大沉降量為919 μm，如圖10所示。蓄水期土壓力的增長(zhǎng)曲線與施工期相比，如圖11中土壓力-時(shí)間變化與圖6（b）所示明顯不同，且蓄水期出現(xiàn)心墻變坡處水平土壓力大于豎直土壓力的情況。數(shù)據(jù)表明：在蓄水期5 010 s 時(shí)，上游壩殼土壓力處于正常水平，相同高度處的心墻豎向應(yīng)力值卻徘徊在0.21～0.23 MPa之間，遠(yuǎn)小于該處施工期豎向土應(yīng)力監(jiān)測(cè)數(shù)值0.83 MPa，甚至小于同一高程處的心墻水平向土壓力。證明該壩體模型出現(xiàn)較明顯的拱效應(yīng)及心墻應(yīng)力各向異性。

圖10 模型A2心墻沉降位移-時(shí)間關(guān)系圖Fig.10 Model A2 displacement-time relation diagram of core wall settlement

圖11 模型A2蓄水期土壓力-時(shí)間關(guān)系圖Fig.11 Vertical soil stress vs.time of Model A2 during storage period

施工期時(shí)，一般認(rèn)為心墻的大主應(yīng)力與小主應(yīng)力分別為豎直方向和水平方向，填筑時(shí)在大主應(yīng)力方向施加上覆土壓力。心墻兩側(cè)邊緣部分土體受壩殼約束，應(yīng)力矢量會(huì)發(fā)生輕微偏轉(zhuǎn)［12］。蓄水期后水荷載作用于低滲透性的心墻上，該加載方式有異于自重加載，水荷載直接在心墻小主應(yīng)力面施加，故對(duì)心墻小主應(yīng)力的大小及分布影響比較大?？⒐て跁r(shí)，心墻和壩殼料區(qū)的接觸面附近拱效應(yīng)又較為明顯，尤其在心墻變坡處接觸面剪應(yīng)力變化較大，導(dǎo)致局部出現(xiàn)大主應(yīng)力水平，小主應(yīng)力豎直的情況。即經(jīng)過初次蓄水后，心墻內(nèi)部會(huì)出現(xiàn)應(yīng)力重分布。

因此，分析施工期與蓄水期的孔隙水壓力和土壓力變化特征，認(rèn)為水力劈裂首先是在竣工期因心墻土料與壩殼料物性指標(biāo)差別較大造成不均勻沉降而形成顯著拱效應(yīng)，然后在初次蓄水時(shí)庫水壓力作用下，導(dǎo)致心墻上游表面裂縫的產(chǎn)生、擴(kuò)展，最終形成貫穿的過程。

初期劈裂階段，表現(xiàn)為心墻中的裂隙或缺陷成為滲透的優(yōu)勢(shì)通道，首先水體沿著滲透系數(shù)較大的壩殼料（無黏性土料）至黏土心墻前沿處。若黏性土中存在裂隙或缺陷，隨著上游水位的升高，水壓力進(jìn)一步增高，由于裂隙或缺陷處的孔隙率高、密實(shí)度低導(dǎo)致滲透性較強(qiáng)，而碾壓密實(shí)的結(jié)構(gòu)面則孔隙率低、滲透性小，進(jìn)而在心墻內(nèi)局部產(chǎn)生不同的入滲速率，孔隙水壓力在軟弱界面處出現(xiàn)增大的現(xiàn)象，為產(chǎn)生楔劈效應(yīng)提供了力學(xué)條件。劈裂后期，水壓力仍然存在或繼續(xù)上升，裂縫會(huì)在水壓力的作用下持續(xù)擴(kuò)展，壓力下水流帶出細(xì)小顆粒，發(fā)生管涌現(xiàn)象，最終形成較大直徑的孔洞。結(jié)合試驗(yàn)結(jié)果，從水力劈裂判別準(zhǔn)則方面討論，傳統(tǒng)觀點(diǎn)認(rèn)為拉裂判別準(zhǔn)則為有效小主應(yīng)力數(shù)值大于抗拉強(qiáng)度數(shù)值，該準(zhǔn)則對(duì)局部微小裂縫適用，卻忽略了庫水壓力作為劈裂動(dòng)力的存在，與庫水壓力最終導(dǎo)致的水力劈裂發(fā)展的核心概念不符。因此，認(rèn)為當(dāng)心墻產(chǎn)生嚴(yán)重拱效應(yīng)，致使豎向土應(yīng)力小于庫水壓力時(shí)便會(huì)發(fā)生水力劈裂。

2 水力劈裂數(shù)值模擬

模型A2 試驗(yàn)結(jié)果表明，在初次蓄水期發(fā)生水力劈裂現(xiàn)象，且劈裂處恰為心墻變坡245 mm 處，為進(jìn)一步分析心墻上游面坡比突變對(duì)水力劈裂的影響，使用有限元軟件Geostudio 的應(yīng)力-滲流耦合模塊建立數(shù)值模型，土料的應(yīng)力應(yīng)變關(guān)系使用線彈性模型。水力劈裂的計(jì)算方法有總應(yīng)力法、有效應(yīng)力法和綜合法［13-15］，試驗(yàn)中蓄水速度較快，可認(rèn)為水壓力為是瞬時(shí)加載的［16］，因此采用總應(yīng)力判別法是比較合理的。

心墻黏土豎向總應(yīng)力相對(duì)于計(jì)算上覆土壓力偏小則表示壩體產(chǎn)生拱效應(yīng)，相差越大則表示拱效應(yīng)程度越嚴(yán)重。模擬壩體竣工期和初次蓄水期的拱效應(yīng)變化過程，對(duì)比蓄水完成后的壩體拱效應(yīng)程度與竣工期拱效應(yīng)變化程度，分析水力劈裂發(fā)生在蓄水初期的原因。將上游庫水壓力是否大于相應(yīng)高程處的土體豎向壓力作為發(fā)生水力劈裂的判別依據(jù)。

因此設(shè)置3 個(gè)算例，算例1 壩型與離心模型試驗(yàn)中壩型一致，心墻上游面設(shè)置突變段；算例2 與算例3 僅改變心墻上游面坡比，分別為1∶0.20 和1∶0.25，并去除突變段，其他材料參數(shù)算例1 一致，用以對(duì)比說明心墻坡比變化后壩體應(yīng)力狀態(tài)及心墻位移的變化規(guī)律，材料參數(shù)如表2［17，18］所示，其中黏土心墻料和壩殼料物性指標(biāo)與上文中試驗(yàn)?zāi)Ｐ鸵恢隆?/p>

表2 土石壩模型材料參數(shù)Tab.2 Material parameters of earth-rock dam model

提取以上3 組算例的上游面豎向應(yīng)力，分析3 種壩型心墻上游面豎向應(yīng)力與上覆土壓力及靜水壓力的關(guān)系，并計(jì)算其相應(yīng)的拱效應(yīng)系數(shù)β（豎向土壓力與上覆土壓力計(jì)算值的比值），如圖12、13所示。

如圖12所示，算例1 豎向應(yīng)力在高程48～58 m 之間出現(xiàn)豎向應(yīng)力小于靜水壓力的情況，此處位于心墻坡比突變附近。而去除心墻突變段的兩組算例則不同，豎向應(yīng)力小于靜水壓力出現(xiàn)在73～98 m高程處，說明心墻為無突變形態(tài)的情況下，發(fā)生水力劈裂最危險(xiǎn)的區(qū)域在心墻中上段，而有坡比突變的心墻形態(tài)，發(fā)生水力劈裂最危險(xiǎn)的區(qū)域出現(xiàn)在坡比突變處。

圖12 心墻上游面豎向應(yīng)力與靜水壓力關(guān)系圖Fig.12 Relationship between vertical stress and hydrostatic pressure on the core wall

如圖13所示，對(duì)比以上3 個(gè)算例心墻上游面的拱效應(yīng)系數(shù)。有坡比突變突變的算例1心墻拱效應(yīng)系數(shù)在突變高程52 m處驟降至0.43，豎向應(yīng)力減小為357 kPa，說明此類心墻拱效應(yīng)較為顯著的位置在坡比突變處。在心墻上游面無突變的情況下，對(duì)比算例2 和算例3 的拱效應(yīng)系數(shù)，同一高程處坡比越大拱效應(yīng)系數(shù)越小，即坡比1∶0.25 的心墻上部拱效應(yīng)比坡比1∶0.2的心墻要嚴(yán)重。說明無突變心墻拱效應(yīng)較為顯著的位置在心墻上部，這與Teton壩的水力劈裂位置相符。

圖13 心墻上游面拱效應(yīng)系數(shù)對(duì)比圖Fig.13 Comparison diagram of arching effect coefficient of upstream surface of core wall

3 結(jié) 論

結(jié)合室內(nèi)離心機(jī)模型試驗(yàn)和Geostudio滲流-應(yīng)力耦合模塊分析了具有心墻坡比突變的土石壩水力劈裂形成機(jī)理，得出以下結(jié)論：

（1）離心機(jī)試驗(yàn)中，模擬了土石壩心墻坡比突變處在施工期與初次蓄水期的應(yīng)力狀態(tài)，成功再現(xiàn)心墻坡比突變處水力劈裂現(xiàn)象，心墻與壩殼土料力學(xué)性質(zhì)的差異性為蓄水期壩體產(chǎn)生拱效應(yīng)提供物質(zhì)條件；

（2）離心機(jī)試驗(yàn)過程中，在心墻坡比突變處監(jiān)測(cè)到的初次蓄水期應(yīng)力特征值與施工期截然不同，離心機(jī)試驗(yàn)后期，突變段因不均勻沉降及結(jié)構(gòu)異變，形成擾動(dòng)應(yīng)力場(chǎng)，應(yīng)力發(fā)生偏轉(zhuǎn)，出現(xiàn)豎直方向應(yīng)力小于水平應(yīng)力的情況。證明在水力劈裂發(fā)生過程中，劈裂部位存在較明顯的拱效應(yīng)及心墻應(yīng)力各向異性；

（3）對(duì)比施工期與蓄水期的心墻應(yīng)力特征，表明蓄水后出現(xiàn)心墻應(yīng)力重分布，根本原因在于施加側(cè)向水壓力與不均勻沉降；

（4）建立土石壩滲流-應(yīng)力耦合模型，調(diào)整心墻形態(tài)及坡比，結(jié)果表明：心墻形態(tài)變化比心墻上游面坡比變化對(duì)拱效應(yīng)的影響更顯著。上游面無突變心墻拱效應(yīng)最嚴(yán)重的位置在85m高程以上，有突變的心墻拱效應(yīng)最嚴(yán)重的位置則在突變處。因此在壩型設(shè)計(jì)中應(yīng)盡量避免心墻上游面出現(xiàn)坡比突變的情況，提高心墻坡比也有利于增強(qiáng)土石壩的抗水力劈裂能力。