心墻坡比突變對水力劈裂影響的離心模型試驗研究

王藝潔，陶 虎，張少英，王軍璽

（1.蘭州交通大學土木工程學院，蘭州 730070；2.西安理工大學土木建筑工程學院，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，社會影響極大，經事故調查組勘查取證后，發現右岸齒槽內心墻土料出現拱效應，遂將其失事原因歸結為水力劈裂引起裂隙發展，局部滲漏引起流土和管涌現象，最終引發潰壩。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，土質心墻壩的水力劈裂問題日益受到學者們的重視。

Seed［2］、黃文熙［3］均指出水力劈裂現象是指土體或巖體的裂縫在高壓作用下產生并擴展的現象。因此在水力劈裂問題中，初始裂縫的形成是重要的物質條件之一［4，5］。在影響心墻出現裂縫的眾多因素中，方達歐［6］認為土石壩心墻的幾何形狀是其中一個重要影響因素。比如挪威Hyttejuvet 壩在施工過程中監測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，致使心墻結構異變，最終在初次蓄水期發生水力劈裂現象。研究表明心墻結構形態是影響水力劈裂發生的重要因素［7］，當心墻上游面形態呈現較大突變和轉折時，會在心墻和壩殼料之間加劇拱效應現象，較易出現裂縫。因此，分析心墻坡比突變對壩體發生水力劈裂的影響便顯得尤為重要。

土工離心模型試驗可進一步貼合心墻的邊界條件、應力路徑和應力狀態，近些年使用該項技術研究土體裂縫、沉降及水力劈裂的有效性已得到證實［8-10］。本文正是在此背景下提出，依托西南交通大學TLJ-2 型土工離心機，采用土石壩模型離心試驗模擬壩體施工期及初次蓄水的工作狀態，重點研究了心墻上游面突變段的應力分布情況，監測心墻上下游水壓力及蓄水過程中心墻應力的變化過程，揭示初次蓄水時心墻發生水力劈裂的應力特征，通過有限元軟件建立數值模型，運用總應力分析法分析竣工期和蓄水期心墻形態和上游面坡比不同對壩體拱效應的影響。

1 離心模型試驗

1.1 試驗模型箱

試驗模型箱采用自制模型箱，尺寸為800 mm（長）×600 mm（寬）×600 mm（高）。模型箱底面及其他3 個側面由鋼板組成，另一側面為便于觀測試驗模型運轉情況采用有機玻璃，自制模型箱參數如表1所示。鋼板外圍采用肋條焊接以加固模型箱。試驗模型處于水下環境，因此模型箱各接縫處的密封性十分重要，須涂抹密封材料。此次試驗最大離心加速度為200g條件下，模型箱未出現肉眼可見的撓曲變形，也未觀測到漏水現象，證明模型箱可用于此次水力劈裂試驗。

表1 模型箱主要參數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模型側壁與箱體接觸面滲漏的問題，采用密封材料封堵密實，使用效果良好，試驗過程中未出現側壁滲漏。

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

圖2 模型箱實拍俯視圖Fig.2 Top view of sensor layout

1.2 試驗用土

現場實測資料分析表明，心墻壩工程的水力劈裂破壞均發生在初次蓄水期［11］，此時心墻尚未形成穩定的浸潤線，為非飽和狀態。只有在工程初期心墻土體處于非飽和狀態才存在尚未消散的高孔隙水壓力，使得土體豎向有效應力減小，水體進入裂縫后水壓楔劈效應才易形成，最終產生擴展和貫通。為真實模擬施工期和初次蓄水初期土質心墻的非飽和狀態，水力劈裂試驗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%，測定液限為39.5%，塑限為20.5%。考慮到要盡量減小模型試驗中粒徑效應和邊界效應的影響，壩殼料試驗干密度為1.89 g/cm3，孔隙率為22%，顆粒級配曲線圖如圖3所示。

圖3 壩殼料級配曲線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，逐層夯實到設計干密度。對土層間接觸面進行刨毛處理，確保相鄰土層間接觸良好。心墻土體兩側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，防止試驗過程漏水。模型箱制好以后，吊入離心模型機中，檢查采集系統是否正常，調整土壓力和位移傳感器，檢查各通道、安全防護系統及加水系統。

1.3 試驗步驟

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，設計離心加速度為200g，等效壩高為102 m。為探究心墻變坡對水力劈裂的影響，在模型心墻上游面245 mm 處設置變坡，245 mm 以下坡比為1∶0.44，245 mm 以上突變為豎直心墻。

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5 支水壓力傳感器，上游左、右底面各一只（標號KY-2，KY-1），下游左、右底面各一只（標號KY-4，KY-3），245 mm 變坡處設一只（標號KY-5），設置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測心墻沉降量（標號YWC-1），模型箱內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

模型運行分兩個工況，即施工期和蓄水初期。運行前須確保試驗設備安裝正常，離心機開機后逐級加載升到200g，然后在200g下穩定轉動，待變形趨于穩定后，打開加水閥門在模型上游注入摻入藍色墨汁的水。試驗結束后，能判定水力劈裂發生的現象如下：①土石壩模型下游出現藍色水跡；②試驗后拆模，查看心墻內部是否出現殘留的藍色痕跡，即水力劈裂形成的裂縫；③土石壩模型在未停機之前，上游安裝的孔隙水壓力傳感器量測到水壓突降，同時下游孔隙水壓力傳感器量測到水壓突升。

試驗后，第一組（模型A1）試驗模型并未出現水力劈裂現象，分析是因為施工期運轉時間太短，心墻土體沉降量太小，拱效應作用不明顯。根據第一次出現的問題及不足，重新制模做了第二組（模型A2）離心模型試驗，延長離心機運轉時間以累積壩體不均勻沉降，最終出現水力劈裂現象，以下為兩組試驗結果的對比說明。

1.4 施工期模型分析

施工期，模型采用逐級從0g加載至16g、32g、64g、128g和200g的方式，模擬大壩逐級施工過程。模型A1 每級運轉6 min，加到200g時再運轉6 min，使得壩體固結。模型A2延長運轉時長，每級運轉12 min，加載至200g再運轉12 min。兩組模型上游壩殼、心墻處的土壓力傳感器TY-6、TY-8監測到這一過程的土壓力隨時間變化的曲線如圖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監測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生拱效應提供力學條件。

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

這一時期土料接近飽和，不斷增加的自重荷載（上覆土壓力）促使大壩土體內形成高孔隙水壓力，并不斷向低孔隙水壓力區消散。當其消散速度小于增長速度，會造成孔隙水壓力積攢，形成高孔隙水壓力。進一步考慮到現代土石壩填筑速度快，心墻土滲透系數呈非線性特性，滲透系數較低的心墻土在固結及自重荷載作用下，其最終的滲透性往往低于原有工程設計值，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大大降低心墻的有效應力。因此在施工期，土體不均勻固結和高孔隙水壓力的存在都為水力劈裂的形成提供了物質基礎。

1.5 初次蓄水期分析

1.5.1 模型水力劈裂現象

模型A1 在開機運轉10 min 后打開電磁閥加水，每級加載時間6 min，同步逐級加載至200g后整體蓄水完成，運轉30 min后停機。如圖7（a）所示，模型A1 下游孔隙水壓力并未突升，開挖后也未發現水力劈裂痕跡，而后總結經驗調整模型加載時間。模型A2 分5 級加載，每級加載15 min，至200g后打開電磁閥向上游加水至預定蓄水位485 mm。運轉至6 562 s 時，模型A2 出現下游孔隙水壓力驟升，如圖7（b）所示，即視為發生水力劈裂。模型A2 停機開挖后，心墻245 mm 水平面出現顯著藍色劈裂痕跡，見圖8所示，即心墻變坡處出現顯著的水力劈裂現象。開挖始末，如圖9所示：心墻245 mm 處兩端壩殼料均有藍色示蹤劑集中帶，壩坡處距端部300 mm 處呈流塑狀態，心墻左端邊坡處水平向夾藍色細沙，上、下游內伸0.5 cm 處整體呈流塑狀態，最終導致滲透破壞。

圖7 蓄水期水壓力-時間變化圖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開挖實拍圖Fig.9 Actual excavation image of Model A2

1.5.2 心墻變坡處水力劈裂機理初步分析

模型A2 試驗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曲線與施工期相比，如圖11中土壓力-時間變化與圖6（b）所示明顯不同，且蓄水期出現心墻變坡處水平土壓力大于豎直土壓力的情況。數據表明：在蓄水期5 010 s 時，上游壩殼土壓力處于正常水平，相同高度處的心墻豎向應力值卻徘徊在0.21～0.23 MPa之間，遠小于該處施工期豎向土應力監測數值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較明顯的拱效應及心墻應力各向異性。

圖10 模型A2心墻沉降位移-時間關系圖Fig.10 Model A2 displacement-time relation diagram of core wall settlement

圖11 模型A2蓄水期土壓力-時間關系圖Fig.11 Vertical soil stress vs.time of Model A2 during storage period

施工期時，一般認為心墻的大主應力與小主應力分別為豎直方向和水平方向，填筑時在大主應力方向施加上覆土壓力。心墻兩側邊緣部分土體受壩殼約束，應力矢量會發生輕微偏轉［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力面施加，故對心墻小主應力的大小及分布影響比較大。竣工期時，心墻和壩殼料區的接觸面附近拱效應又較為明顯，尤其在心墻變坡處接觸面剪應力變化較大，導致局部出現大主應力水平，小主應力豎直的情況。即經過初次蓄水后，心墻內部會出現應力重分布。

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差別較大造成不均勻沉降而形成顯著拱效應，然后在初次蓄水時庫水壓力作用下，導致心墻上游表面裂縫的產生、擴展，最終形成貫穿的過程。

初期劈裂階段，表現為心墻中的裂隙或缺陷成為滲透的優勢通道，首先水體沿著滲透系數較大的壩殼料（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，水壓力進一步增高，由于裂隙或缺陷處的孔隙率高、密實度低導致滲透性較強，而碾壓密實的結構面則孔隙率低、滲透性小，進而在心墻內局部產生不同的入滲速率，孔隙水壓力在軟弱界面處出現增大的現象，為產生楔劈效應提供了力學條件。劈裂后期，水壓力仍然存在或繼續上升，裂縫會在水壓力的作用下持續擴展，壓力下水流帶出細小顆粒，發生管涌現象，最終形成較大直徑的孔洞。結合試驗結果，從水力劈裂判別準則方面討論，傳統觀點認為拉裂判別準則為有效小主應力數值大于抗拉強度數值，該準則對局部微小裂縫適用，卻忽略了庫水壓力作為劈裂動力的存在，與庫水壓力最終導致的水力劈裂發展的核心概念不符。因此，認為當心墻產生嚴重拱效應，致使豎向土應力小于庫水壓力時便會發生水力劈裂。

2 水力劈裂數值模擬

模型A2 試驗結果表明，在初次蓄水期發生水力劈裂現象，且劈裂處恰為心墻變坡245 mm 處，為進一步分析心墻上游面坡比突變對水力劈裂的影響，使用有限元軟件Geostudio 的應力-滲流耦合模塊建立數值模型，土料的應力應變關系使用線彈性模型。水力劈裂的計算方法有總應力法、有效應力法和綜合法［13-15］，試驗中蓄水速度較快，可認為水壓力為是瞬時加載的［16］，因此采用總應力判別法是比較合理的。

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

因此設置3 個算例，算例1 壩型與離心模型試驗中壩型一致，心墻上游面設置突變段；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，其他材料參數算例1 一致，用以對比說明心墻坡比變化后壩體應力狀態及心墻位移的變化規律，材料參數如表2［17，18］所示，其中黏土心墻料和壩殼料物性指標與上文中試驗模型一致。

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

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

如圖12所示，算例1 豎向應力在高程48～58 m 之間出現豎向應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，豎向應力小于靜水壓力出現在73～98 m高程處，說明心墻為無突變形態的情況下，發生水力劈裂最危險的區域在心墻中上段，而有坡比突變的心墻形態，發生水力劈裂最危險的區域出現在坡比突變處。

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

如圖13所示，對比以上3 個算例心墻上游面的拱效應系數。有坡比突變突變的算例1心墻拱效應系數在突變高程52 m處驟降至0.43，豎向應力減小為357 kPa，說明此類心墻拱效應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，對比算例2 和算例3 的拱效應系數，同一高程處坡比越大拱效應系數越小，即坡比1∶0.25 的心墻上部拱效應比坡比1∶0.2的心墻要嚴重。說明無突變心墻拱效應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 心墻上游面拱效應系數對比圖Fig.13 Comparison diagram of arching effect coefficient of upstream surface of core wall

3 結 論

結合室內離心機模型試驗和Geostudio滲流-應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理，得出以下結論：

（1）離心機試驗中，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力狀態，成功再現心墻坡比突變處水力劈裂現象，心墻與壩殼土料力學性質的差異性為蓄水期壩體產生拱效應提供物質條件；

（2）離心機試驗過程中，在心墻坡比突變處監測到的初次蓄水期應力特征值與施工期截然不同，離心機試驗后期，突變段因不均勻沉降及結構異變，形成擾動應力場，應力發生偏轉，出現豎直方向應力小于水平應力的情況。證明在水力劈裂發生過程中，劈裂部位存在較明顯的拱效應及心墻應力各向異性；

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

（4）建立土石壩滲流-應力耦合模型，調整心墻形態及坡比，結果表明：心墻形態變化比心墻上游面坡比變化對拱效應的影響更顯著。上游面無突變心墻拱效應最嚴重的位置在85m高程以上，有突變的心墻拱效應最嚴重的位置則在突變處。因此在壩型設計中應盡量避免心墻上游面出現坡比突變的情況，提高心墻坡比也有利于增強土石壩的抗水力劈裂能力。