基于地質(zhì)力學(xué)模型試驗(yàn)的拱壩整體穩(wěn)定性分析

朱 濤,劉耀儒,莊文宇,于海江,王興旺

(1.中水北方勘測(cè)設(shè)計(jì)研究有限責(zé)任公司,天津 300222；2.清華大學(xué) 水沙科學(xué)與水利水電工程國家重點(diǎn)實(shí)驗(yàn)室,北京 100084)

0 前 言

中國在建或已完工的拱壩多位于西部地區(qū)，該地區(qū)通常為峽谷地貌，地形、地質(zhì)條件復(fù)雜，褶皺、斷裂等構(gòu)造行跡較為發(fā)育。基于施工期、運(yùn)營期的監(jiān)測(cè)資料分析拱壩的工作性態(tài)是評(píng)估其安全性與穩(wěn)定性的重要手段[1-4]。對(duì)于缺少監(jiān)測(cè)資料的設(shè)計(jì)階段如何分析工程的整體穩(wěn)定性、掌握拱壩及基礎(chǔ)的薄弱環(huán)節(jié)，對(duì)加固處理措施進(jìn)行優(yōu)化設(shè)計(jì)是近年來的研究熱點(diǎn)[5]。拱壩的整體穩(wěn)定性評(píng)價(jià)是一個(gè)涉及非均勻性、多裂隙介質(zhì)和不可逆內(nèi)部損傷演化的三維非線性問題[6-7]，地質(zhì)力學(xué)模型試驗(yàn)[8-9]和非線性有限元[10-12]是研究這類問題的主要方法。

地質(zhì)力學(xué)模型試驗(yàn)可以真實(shí)模擬復(fù)雜的地質(zhì)構(gòu)造，直觀地反映模型從加載到破壞的全過程，有助于發(fā)現(xiàn)新的力學(xué)現(xiàn)象和規(guī)律[5]。國內(nèi)外自20世紀(jì)50年代開始開展了一系列包括Vajont、Cambambe、大崗山、錦屏一級(jí)、白鶴灘等大型拱壩工程的模型試驗(yàn)，對(duì)大壩的整體穩(wěn)定性和超載能力進(jìn)行了系統(tǒng)研究，對(duì)基礎(chǔ)加固處理措施效果進(jìn)行了評(píng)價(jià)[13-14]。隨著試驗(yàn)技術(shù)的飛速發(fā)展，模型試驗(yàn)已經(jīng)成為高拱壩壩肩穩(wěn)定和加固分析的難以替代的研究方法。作為模型試驗(yàn)的補(bǔ)充，將非線性有限元分析與其相結(jié)合可以更好地研究工程結(jié)構(gòu)的力學(xué)行為。例如，JIN F.等提出了結(jié)構(gòu)整體穩(wěn)定性評(píng)價(jià)方法[15]。楊強(qiáng)等提出了變形加固理論，可以定量地對(duì)巖體結(jié)構(gòu)進(jìn)行破壞、穩(wěn)定和加固分析[10]。

新疆某水利樞紐由混凝土拱壩、水墊塘及二道壩、發(fā)電引水系統(tǒng)和電站、生態(tài)放水洞、魚道等組成，水庫總庫容3.68億m3，電站裝機(jī)容量160 MW，在電力系統(tǒng)中承擔(dān)腰荷和峰荷運(yùn)行。拱壩采用拋物線型雙曲拱壩，最大壩高167.5 m，壩頂全長(zhǎng)288.4 m。壩址為橫向谷，呈較對(duì)稱“V”型，左岸山體雄厚，右岸山體較單薄，地形完整較差。壩址區(qū)III級(jí)及以下結(jié)構(gòu)面、層間錯(cuò)動(dòng)帶較發(fā)育，錯(cuò)動(dòng)帶主要由巖塊巖屑組成，多見泥化現(xiàn)象，但厚度較小，一般小于0.5 mm。

本文采用200∶1幾何比尺對(duì)拱壩進(jìn)行三維地質(zhì)力學(xué)模型試驗(yàn)，模型采用小塊體砌筑技術(shù)對(duì)壩址區(qū)不同質(zhì)量分級(jí)巖體的變形、強(qiáng)度特性以及優(yōu)勢(shì)節(jié)理裂隙進(jìn)行模擬；基于壓縮變形相等的原則模擬斷層、巖脈等軟弱結(jié)構(gòu)面，并且考慮建基面槽挖填換混凝土、抗剪洞等加固處理措施，基于油壓千斤頂加載系統(tǒng)模擬壩面分布式水載，采用數(shù)據(jù)采集系統(tǒng)和視頻監(jiān)控系統(tǒng)記錄分析壩體及壩基在超載過程中的變形、應(yīng)力和開裂破壞過程，確立拱壩起裂安全度K1、非線性起始安全度K2、極限荷載安全度K33個(gè)穩(wěn)定性評(píng)價(jià)指標(biāo);建立數(shù)值模型,基于變形加固理論對(duì)比分析拱壩的整體穩(wěn)定性，確定工程穩(wěn)定的控制部位和值得注意的薄弱區(qū)域。

1 拱壩模型試驗(yàn)設(shè)計(jì)

1.1 模型試驗(yàn)設(shè)計(jì)

在進(jìn)行模型設(shè)計(jì)時(shí)，原型與模型之間的幾何比尺、荷載強(qiáng)度、力學(xué)參數(shù)、位移、應(yīng)力、應(yīng)變等各項(xiàng)參數(shù)均應(yīng)滿足相似理論，以確保模型中的變形和破壞的相似[16]。本次模型的幾何比尺CL選定為200∶1。在靜力試驗(yàn)中，為了確保自重應(yīng)力場(chǎng)的相似，模型試驗(yàn)中的容重比Cγ尺采用1∶1，其他比尺根據(jù)相似理論換算得到，如表1所示。

表1 模型試驗(yàn)相似比尺

表1中Cγ、Cμ、CL、Cδ、Cε、Cf、Cσ、CE、Cc、Cτ分別表示容重、泊松比、幾何、位移、應(yīng)變、摩擦系數(shù)、應(yīng)力、變形模量、黏聚力和抗剪強(qiáng)度比尺。

根據(jù)相似比尺可知，模型需要采用高密度、低強(qiáng)度、低變模的材料。為了模擬巖石的抗剪強(qiáng)度，還需采用低粘結(jié)劑的材料，以便模擬巖體的綜合強(qiáng)度特征，以使其破壞形式符合于巖體特性。本次試驗(yàn)采用的相似材料為重晶石粉、膨潤土、108膠、水拌合而成的混合料。其中重晶石粉占比較大，可顯著提高相似材料的重度；膨潤土占比較小，但可以有效降低相似材料的變形模量；108膠經(jīng)過稀釋后作為重晶石粉和膨潤土的粘接劑。

模型試驗(yàn)在鋼架結(jié)構(gòu)的試驗(yàn)臺(tái)中進(jìn)行，試驗(yàn)臺(tái)內(nèi)凈空為5.0 m×4.0 m×4.0 m(長(zhǎng)×寬×高)。依據(jù)試驗(yàn)相似率的要求，本次試驗(yàn)的模擬范圍為：上游模擬大于1倍壩高，約200 m；下游大于等于3倍壩高，約500 m；兩岸各大于2倍壩高，每岸約350 m；建基面以下大于1.5倍壩高，約200 m；壩頂以上按100 m控制。拱壩模型如圖1所示。

圖1 拱壩-地基模型

1.2 地質(zhì)條件及加固措施的模擬

地質(zhì)力學(xué)模型試驗(yàn)的模型制作有：澆注法、夯實(shí)填筑法和小塊體砌筑法[16]。其中，澆注法是將流體狀態(tài)的材料輸入到事先做好的模子中，形成一個(gè)塊體。這種方法的優(yōu)點(diǎn)是不用粘結(jié)，但干燥較慢，且不能模擬巖體中的不連續(xù)構(gòu)造面。夯實(shí)填筑法是在實(shí)驗(yàn)臺(tái)架內(nèi)分層攤鋪材料，再用小型振動(dòng)夯實(shí)機(jī)逐層遍布地碾壓材料，直至模型頂部。這種方法可以極大地縮短試驗(yàn)的時(shí)間，比較適合地下洞室類的試驗(yàn)?zāi)Ｐ椭谱鳎魈钪拥拿芏却嬖诓町悾也灰啄M不連續(xù)構(gòu)造面。小塊體砌筑法是將相似材料壓制成小塊體，用小塊體逐塊砌筑試驗(yàn)?zāi)Ｐ汀?/p>

本試驗(yàn)采用小塊體砌筑法，塊體尺寸主要采用5 cm×5 cm×8 cm(長(zhǎng)×寬×高)。塊體主要用來模擬巖體的變形特性，塊體與塊體之間的粘接用來模擬巖體的強(qiáng)度特性，粘接劑采用不同配比的膠水來模擬巖體的摩擦系數(shù)f′和黏聚力c′。巖體力學(xué)特性如表2所示，巖體模型砌筑示意如圖2所示。

表2 壩址區(qū)巖體力學(xué)特性

圖2 裂隙巖體及軟弱結(jié)構(gòu)面砌筑示意

軟弱結(jié)構(gòu)面的力學(xué)性質(zhì)往往是控制巖體結(jié)構(gòu)穩(wěn)定和工程安全的決定性因素之一，因此在砌筑模型時(shí)應(yīng)盡可能地模擬出這些不連續(xù)構(gòu)造面的性狀。對(duì)于要重點(diǎn)模擬的軟弱結(jié)構(gòu)面，如斷層、錯(cuò)動(dòng)帶等，通常由于當(dāng)夾層很薄或變形模量很低，無法采用模型規(guī)定的幾何比尺。此時(shí)可考慮兩側(cè)破碎帶的影響，根據(jù)壓縮變形相等的原則進(jìn)行模擬。

壩址區(qū)地質(zhì)構(gòu)造主要為原生構(gòu)造和斷裂構(gòu)造，如圖3所示，主要包括斷層jef4、巖脈、jef36、jef61、jef8、jef51、jef38。上述地質(zhì)構(gòu)造位于壩體上游180 m，下游285 m，左岸330 m，右岸340 m范圍內(nèi)，將直接影響到大壩的安全度。試驗(yàn)采用脫水石膏和加紙方式來模擬斷層裂隙材料，斷層模擬方法如圖2所示，其中脫水石膏用來模擬變形性能，紙(白報(bào)紙、電光紙和牛皮紙等)用來模擬強(qiáng)度特性(摩擦系數(shù)f)，具體根據(jù)夾泥厚度和的不同組合選用。上述斷層及巖脈的產(chǎn)狀及力學(xué)特性如表3所示。

圖3 斷層和巖脈與壩體的位置關(guān)系

表3 斷層、巖脈的產(chǎn)狀及力學(xué)特性

加固處理措施主要模擬建基面槽挖填換混凝土和右岸jef4斷層高程720.00～740.00 m水平及斜向抗剪洞，其設(shè)計(jì)方案和砌筑過程分別如圖4和圖5所示。

圖4 高程720.00 m剖面加固處理措施

圖5 加固處理措施砌筑示意

1.3 模型試驗(yàn)系統(tǒng)

試驗(yàn)?zāi)M水荷載和自重，其中水荷載經(jīng)相似理論換算、通過多個(gè)千斤頂模擬分布式荷載，如圖6所示。加載共分5層，形成近三角形荷載，采用22個(gè)自制的小千斤頂，每組千斤頂均與分油器相連，用5個(gè)精密壓力表來控制各層的外油壓，加載設(shè)備布置如圖7所示。

圖6 水荷載示意

圖7 油壓千斤頂加載系統(tǒng)布置

為了探討壩體的受力狀態(tài)及各種地質(zhì)構(gòu)造對(duì)壩體應(yīng)力穩(wěn)定的影響，在壩肩巖體內(nèi)部、基礎(chǔ)以及壩體表面分別布設(shè)了14、46、36套位移計(jì)。為分析壩體的應(yīng)力分布及壩在加載過程中的破壞機(jī)制，在壩體的上下游面貼有電阻片，在上游壩踵處還貼有拐彎電阻片。試驗(yàn)共布置電阻片250片，布置如圖8所示。

圖8 上游應(yīng)變片布置及連線

將外部位移計(jì)、內(nèi)部位移計(jì)和壩面應(yīng)變片與數(shù)據(jù)采集系統(tǒng)(NI和UCAM-70A)連接，通過計(jì)算機(jī)進(jìn)行數(shù)據(jù)采集操作，實(shí)時(shí)反饋數(shù)據(jù)。外部破壞監(jiān)測(cè)通過視頻監(jiān)控系統(tǒng)進(jìn)行。各個(gè)設(shè)備均可以實(shí)現(xiàn)實(shí)時(shí)監(jiān)測(cè)壩體、以及基礎(chǔ)各個(gè)部位的破壞情況。

2 試驗(yàn)結(jié)果分析

2.1 壩體位移分析

正常水荷載作用下，壩體順河向位移分布如圖9所示。由圖9可以看出，壩體的順河向變形在拱冠梁3/4壩高處最大。由于大壩右岸地質(zhì)條件復(fù)雜，發(fā)育有jef36、jef38、jef4、jef61以及jef8等斷層構(gòu)造，雖然右岸斷層jef4采取了加固措施，但由于jef36靠壩體很近，且向山里延伸很長(zhǎng)，故整體而言大壩右端的順河向變形略大于大壩左端。

拱冠梁在超載過程中的順河向和橫河向位移分別如圖10和圖11所示，其中順河向位移以指向下游為正，橫河向位移以指向左岸為正。由圖10可知，拱冠梁高程800.00 m以上在超載過程中的順河向位移顯著大于高程800.00 m以下；1～6P0水荷載作用下，高程713.00～750.00 m拱冠梁順河向變形整體較小；3～5P0水荷載作用下壩體變形速率有所增加；水荷載大于11P0后，壩體變形速率進(jìn)一步增大。

圖9 正常水載下拱壩下游面順河向變形單位：高程,m;其他，mm

圖10 拱冠梁順河向位移與超載倍數(shù)的過程曲線

圖11 拱冠梁橫河向位移與超載倍數(shù)的過程曲線

由圖11可知，拱冠梁壩頂高程測(cè)點(diǎn)在超載過程中的橫河向變形較為明顯且指向左岸。800.0 m高程測(cè)點(diǎn)在超載過程中略向右岸變形但量值不大。其他高程測(cè)點(diǎn)的橫河向變形很小可以忽略。

2.2 壩體應(yīng)力分析

正常水荷載作用下壩體的應(yīng)力分布如圖12所示。由圖12可知，上游壩面壩踵最大拉應(yīng)力為2.88 MPa，位于河床右岸；拱向最大壓應(yīng)力為3.13 MPa，位于拱冠梁高程800.00 m附近。下游壩面梁向最大拉應(yīng)力為1.23 MPa，位于拱冠梁高程800.00 m附近；壩趾最大壓應(yīng)力為4.90 MPa，位于河床左岸。壩體的應(yīng)力分布和主應(yīng)力軌跡線符合一般拱壩應(yīng)力分布規(guī)律。

圖12 正常水荷載下拱壩壩面應(yīng)力分布(0.1MPa)

2.3 開裂破壞過程分析

綜合電阻片、攝像采集等手段獲取了壩體在超載過程中由線性變形到非線性變形、再到開裂直至整體破壞的全過程。在正常水荷載1.0P0作用下，大壩及兩壩肩工作正常，未出現(xiàn)開裂及屈服區(qū)；1.75～2P0載荷作用下，上游壩踵右岸jef4附近最先開裂；2～4P0載荷作用下，上游壩踵右側(cè)開裂，裂縫擴(kuò)展延伸；4～4.5P0載荷作用下，上游壩體高程750.00 m左岸出現(xiàn)開裂；4.5～5P0載荷作用下，由變形分析可知壩體大部分進(jìn)入非線性狀態(tài)；5～6P0載荷作用下，上游裂縫向下游延伸；6～7.0P0載荷作用下，下游壩趾局部出現(xiàn)開裂；7P0～10P0載荷作用下，出現(xiàn)了較為明顯的裂紋擴(kuò)展，包括①下游壩面裂縫繼續(xù)擴(kuò)展②壩趾、壩踵處裂縫擴(kuò)展③上游jef36附近裂縫向兩岸擴(kuò)展；10～12P0載荷作用下達(dá)到承載極限，結(jié)構(gòu)迅速大變形，荷載很難向上增加，大壩喪失承載力。壩體和壩基的最終上下游面破壞情況如圖13所示，其中數(shù)字表示裂縫起裂時(shí)的超載倍數(shù)。

圖13 拱壩破壞過程 單位：高程，m

試驗(yàn)加載完畢拆卸模型過程中可以發(fā)現(xiàn)，左右兩岸壩肩破壞不大，壩肩基礎(chǔ)整體強(qiáng)度較好，如圖14所示。左岸壩肩的裂縫明顯少于右岸，左岸的受力條件更好。兩岸壩肩上的裂縫多位于接壩處附近，延伸范圍不大；在各平切高程中，斷層均未形成錯(cuò)動(dòng)；在高程740.00～800.00 m，壩肩破壞相對(duì)更加明顯，裂縫更多；在高程800.00 m以上和高程740.00 m以下，裂縫相對(duì)較少。

圖14 壩肩最終開裂示意

各斷層在超載過程中破壞較少。斷層jef36在高程880.00 m左岸有一條斜向裂縫延伸較長(zhǎng)，在高程870.00、800.00 m等附近有一些小裂縫，延伸范圍均很小，斷層jef36未見明顯錯(cuò)動(dòng)；斷層jef4在高程740.00～760.00 m發(fā)現(xiàn)幾條小裂縫，其余高程未見明顯開裂，也未見明顯錯(cuò)動(dòng)；斷層jef38未見明顯開裂和錯(cuò)動(dòng)。

2.4 整體穩(wěn)定性分析

拱壩從加載到破壞的全過程可以用3個(gè)整體特征超載安全系數(shù)來描述，并將其作為拱壩整體穩(wěn)定性的評(píng)價(jià)指標(biāo)[17]。K1表示起裂安全系數(shù)，即裂紋起裂(通常發(fā)生在壩踵區(qū))時(shí)的水荷載為K1P0(其中P0為正常水荷載)。K2表示大壩非線性變形起始安全系數(shù)，對(duì)應(yīng)的水荷載為K2P0。當(dāng)水荷載為K3P0時(shí)，壩體出現(xiàn)較大開裂，喪失承載能力。可見，K1

試驗(yàn)?zāi)M了拱壩區(qū)域的主要地質(zhì)構(gòu)造，盡管該區(qū)域地形、地質(zhì)較為復(fù)雜，特別是左右岸穿壩的斷層jef4，但由于對(duì)其采取了加固措施，在正常水荷載P0作用下，沒有形成較大應(yīng)力集中，所測(cè)得的應(yīng)力、變形能滿足規(guī)范的要求。在2.0倍水荷載作用下，壩踵右側(cè)開始出現(xiàn)微破裂，故K1=2.0。加載至4.5～6.0倍水荷載時(shí)，壩體開始進(jìn)入非線性，壩基在5～6P0后出現(xiàn)局部破壞，下游壩趾在6～7P0時(shí)開裂，故K2=4.5～6.0。隨著超載過程繼續(xù)，地基裂縫逐漸向兩岸延伸，加載至11～12P0時(shí)，結(jié)構(gòu)出現(xiàn)大變形，荷載很難再向上增加，大壩喪失承載力，故K3=11～12。

最終破壞時(shí)，破壞區(qū)域主要集中于地基，壩體破壞程度較小，且右岸破壞較左岸嚴(yán)重。整體而言，壩體上的裂縫不多，除右岸壩體及拱冠梁壩體有一些水平縫和豎直縫，上游壩體及下游左岸壩體無明顯裂縫。

3 與數(shù)值模擬結(jié)果對(duì)比分析

拱壩整體穩(wěn)定是一個(gè)變形問題，反映的是一個(gè)從彈性狀態(tài)到極限承載狀態(tài)的破壞過程，基于最小塑性余能原理的變形加固理論主要研究荷載超出結(jié)構(gòu)極限承載力后的結(jié)構(gòu)失穩(wěn)行為。對(duì)于理想彈塑性模型，按照增量型正交流動(dòng)法則和一致性條件進(jìn)行的應(yīng)力調(diào)整過程將使塑性余能趨于極小值，而結(jié)構(gòu)整體上趨于加固力最小化、自承力最大化的狀態(tài)[10]。

數(shù)值模擬采用三維非線性有限元軟件TFINE，計(jì)算出不同工況下的不平衡力和塑性余能范數(shù)。本節(jié)基于數(shù)值計(jì)算和模型試驗(yàn)的對(duì)比，綜合評(píng)價(jià)拱壩的整體穩(wěn)定性，確定工程穩(wěn)定的控制部位和值得注意的薄弱區(qū)域。

3.1 計(jì)算網(wǎng)格

數(shù)值模擬采用三維模型進(jìn)行計(jì)算，計(jì)算坐標(biāo)系以壩頂拱冠梁上游點(diǎn)為坐標(biāo)原點(diǎn)，向左岸為X軸正方向，向下游為Y軸正方向，豎直向下為Z軸正方向。上游模擬范圍大于1.5倍壩高，下游模擬范圍大于等于3倍壩高；左右兩岸模擬范圍大于2倍壩高；壩基模擬深度大于1.5倍壩高，壩頂高程以上模擬1倍壩高以內(nèi)壩坡。整個(gè)模擬范圍為680 m×770 m×567 m(長(zhǎng)×寬×高)。各方向模擬范圍為X軸方向：-340～340 m；Y軸方向：-289～480 m；Z軸方向：-139.5～427.5 m。網(wǎng)格采用八節(jié)點(diǎn)六面體和六節(jié)點(diǎn)五面體單元，節(jié)點(diǎn)總數(shù)為132 583，單元總數(shù)為120 048。整體計(jì)算網(wǎng)格如圖15所示。

圖15 有限元整體計(jì)算網(wǎng)格

3.2 位移對(duì)比

模型試驗(yàn)和數(shù)值模擬得到的拱梁順河向位移曲線對(duì)比如圖16所示。整體而言，模型試驗(yàn)與數(shù)值模擬在壩體位移上吻合情況較好。除個(gè)別點(diǎn)外，模型試驗(yàn)得到的位移值要略小于數(shù)值模擬得到的位移值，左拱梁的位移略大于右拱梁。

圖16 模型試驗(yàn)與數(shù)值模擬壩體位移比較

3.3 應(yīng)力對(duì)比

正常水荷載下，模型試驗(yàn)得到的壩踵最大拉應(yīng)力為2.88 MPa，位于壩踵右側(cè)，數(shù)值模擬純水載工況下上游壩踵最大拉應(yīng)力為于壩踵左側(cè)，量值為2.94 MPa，兩者數(shù)值上較為吻合，但兩者的位置有些差別；模型試驗(yàn)得到的下游最大壓應(yīng)力為6.31 MPa，位于下游高程750.00 m左拱端，數(shù)值模擬純水載工況下得到的下游最大壓應(yīng)力為8.23 MPa，位置在下游高程730.00左拱端，試驗(yàn)與數(shù)值結(jié)果基本吻合。數(shù)值計(jì)算得到的下游壩面主應(yīng)力矢量如圖17所示，與圖12(b)對(duì)比可知應(yīng)力分布規(guī)律基本一致。

圖17 數(shù)值模擬得到的下游壩面主應(yīng)力矢量

3.4 破壞模式對(duì)比

在變形加固理論體系中，結(jié)構(gòu)的破壞程度和范圍可以用不平衡力表征，不平衡力集中的區(qū)域就是結(jié)構(gòu)容易開裂破壞的部位[10]。拱壩左、右岸壩踵區(qū)在超載過程中的不平衡力如表4所示，建基面在超載過程中的不平衡力分布矢量如圖18所示。分析可知，不平衡力主要分布在河床壩踵處，最大值出現(xiàn)在右壩踵附近。右岸不平衡力主要由地基引起(箭頭朝向壩體)，左岸由壩體和地基共同引起，且右岸壩踵不平衡力要大于左岸壩踵不平衡力(2倍超載時(shí)分別為361 t和52 t)。模型試驗(yàn)中，右岸壩踵部位的巖體破壞要嚴(yán)重一些，左岸壩踵的開裂則位于壩體和基礎(chǔ)相交的部位，如圖19所示。因此，數(shù)值計(jì)算和模型試驗(yàn)是一致的。數(shù)值計(jì)算中，在2倍超載時(shí)，不平衡力有明顯的突變，這與模型試驗(yàn)的結(jié)果K1=2.0也相吻合。

圖18 拱壩建基面超載過程中的不平衡力矢量

圖19 拱壩上游面壩踵部位破壞

表4 拱壩壩踵區(qū)不平衡力 /t

對(duì)于下游壩面的破壞，由圖20和圖21對(duì)比可知，下游壩面破壞位于靠近河床壩址的拱冠梁右側(cè)部位，地基破壞位于河床壩址部位。而屈服區(qū)也出現(xiàn)在這兩個(gè)部位。數(shù)值計(jì)算表明，下游壩體出現(xiàn)屈服區(qū)較小、不平衡力也較小；而模型試驗(yàn)破壞圖表明，下游壩面破壞程度也較小。

圖20 拱壩下游3.5倍水載點(diǎn)安全度和屈服區(qū)

圖21 拱壩下游壩趾部位破壞情況

4.5 整體穩(wěn)定綜合分析

變形加固理論認(rèn)為，最小塑性余能是對(duì)結(jié)構(gòu)自我調(diào)整能力不足的測(cè)度，采用K-ΔEmin曲線可評(píng)價(jià)拱壩的整體穩(wěn)定性，荷載狀態(tài)K為正常水荷載倍數(shù)，ΔEmin為該荷載狀態(tài)對(duì)應(yīng)的最小塑性余能。圖22為拱壩壩體、基礎(chǔ)及總體塑性余能范數(shù)隨超載倍數(shù)的變化曲線。從圖中可以看出，基礎(chǔ)的塑性余能范數(shù)曲線在2～2.5倍水載之間已經(jīng)開始增長(zhǎng)緩慢，這與模型試驗(yàn)得到的K1=2.0，吻合較好。整體而言，壩體塑性余能范數(shù)很小，幾乎為0；基礎(chǔ)余能范數(shù)占總體余能范數(shù)的比重達(dá)到100%，其中右岸基礎(chǔ)余能范數(shù)占總體的80%以上，這也與模型試驗(yàn)右岸破壞較為嚴(yán)重相吻合。

圖22 拱壩壩體、基礎(chǔ)及總體余能范數(shù)隨超載的變化曲線

5 結(jié) 論

(1)正常工況下，拱壩的順河向變形在拱冠梁3/4壩高處最大，左拱梁位移略大于右拱梁，與計(jì)算值較為吻合。壩體的應(yīng)力分布、主應(yīng)力軌跡線符合一般拱壩規(guī)律。

(2)超載試驗(yàn)表明K1=2.0P0(上游壩踵開裂荷載，P0為1.0倍水載)，主要出現(xiàn)在河床附近壩踵。在超載2～4.5P0過程中，壩踵裂縫緩慢擴(kuò)展，壩體其他位置未見開裂;超載至K2=4.5～6P0時(shí)，上游壩踵裂縫已經(jīng)向兩側(cè)延伸，下游壩趾出現(xiàn)壓剪破裂，下游壩面大壩也出現(xiàn)裂縫，出現(xiàn)非線性變形；當(dāng)超載至K3=11～12.0P0，大壩喪失承載能力。

(3)下游兩岸地基條件較好。左右兩岸基礎(chǔ)的破壞都在較高倍水載時(shí)才發(fā)生，且右岸裂縫比左岸形成稍早。超載過程中，斷層jef36、jef4局部出現(xiàn)開裂但未見明顯錯(cuò)動(dòng)，兩岸壩肩上的裂縫多位于接壩處附近，延伸范圍不大。

總體而言，拱壩在超載過程中，基礎(chǔ)和壩體的破壞程度均較小，整體上是穩(wěn)定的。