復雜壩基下膠凝砂礫石壩破壞特征的研究

劉金光

（江西省水投建設集團有限公司,江西 南昌 330000）

1 引言

隨著我國基建工程的發展和實際工程需要,新建大壩項目越來越多。而膠凝砂礫石壩由于其具有結構穩定、取材方便、經濟環保等特點,近年來應用越來越廣泛。本文依托實際工程案例,基于相似理論,設計復雜地基下膠凝砂礫石壩的模型試驗。對復雜地基情況下凝砂礫石壩的穩定性和安全度進行分析,探討地基結構面對壩體穩定性的作用機理及壩體的變形情況。

2 模型試驗

2.1 工程概況

某新建膠凝砂礫石壩設計壩高為60.3 m,上下游兩側坡度均為1∶0.6,壩頂寬度為6.2 m,正常蓄水高度約為56 m。斷面呈現類梯形,為方便研究,將其簡化為梯形。地質構造方面,共分為5 個等級,分別為F11 斷層,F31 斷層,10f2、f114和f115 斷層,JC6-B、JC7-B、JC60-B、JC2-C 和JC21-C 層間錯動帶,以及節理裂隙。

2.2 相似材料配置和模型設計

根據相似理論,對模型試驗的幾何尺寸、重度、位移、荷載以及其他的一些主要力學參數的相似比進行了設定,綜合考慮后幾何相似比設為100,具體結果見表1。

表1 模型試驗主要物理量相似比

根據工程經驗和前人研究結果,模型的主要材料選用重晶石粉。根據室內試驗結果,壩體彈性模量在46 MPa 左右,能夠滿足相似關系。結構面材料選用薄膜材料和軟質材料。此外,模型的上游邊界設為0.3 m,下游邊界設為1.2 m,壩基深度設為0.9 m。水位方面,不考慮下游水位,上游水位為正常蓄水高度,取0.57 m。

2.3 模型加載和監測方案

模型加載方式為組合加載,包括壩體自重、淤沙壓力和水壓力。水壓力和淤沙壓力通過上游側的油壓千斤頂實現,壩體自重方面則依賴于相似材料容重。此次模型試驗為超載法破壞試驗,預壓結束后,先加載至正常荷載,然后再以0.2 P0為步長加載至模型失穩。

圖1 展示了試驗量測設備的布置情況。如圖所示,布置10 個三花應變片于壩體下部,以監測壩體的應變分布情況。在壩體的下游一側和f114、f115 結構面共布置4 個外部位變位監測點,以監測壩體和壩基下游的變位情況。順著結構面布置有6 個內部位移計于F31、10f2、f114 和f115 位置處。

圖1 模型位移監測點布置圖

3 結果分析與討論

3.1 壩基結構面破壞過程

圖2 展示了壩基結構相對變位隨荷載變化曲線,Kp表示超載系數,Kp=1.0 時,荷載為正常荷載。規定滑動量沿著結構面向上滑動為正,向下滑動為負。

圖2 壩基結構滑動量隨荷載變化曲線

如圖2（a）所示,在傾向下游結構面中,滑動量多為負數,即沿著結構面F31、10f2 向下滑動。隨著荷載的增加,各監測位置處滑動量出現先增后減再增的變化趨勢。對比之下,監測點#3 滑動量最大,破壞時接近60 mm,而#2 監測點和#3 監測點數值和變化趨勢基本較為接近,峰值滑動量約為46 mm。

從圖2（b）中可以看出,在傾向上游結構面中,滑動量多為正,即沿著結構面f114、f115 向上滑動。但從數值而言,其變化趨勢與傾向下游結構面基本類似,此處不再贅述。滑動量數值方面,由大到小依次為#6、#4 和#5 監測點,峰值滑動量分別為52 mm、48 mm 和47 mm。

總體而言,壩體模型破壞過程可分為6 個階段。第一階段為Kp=0～1.0 階段,在該階段測點數值較為穩定,模型處于正常工作狀態。第二階段為Kp=1.0～1.6 階段,在該階段各測點變化規律基本一致,模型正常工作且無裂隙產生,Kp=1.6為第一個拐點。第三階段為Kp=1.6～2.6 階段,在該階段,滑動量明顯增大,在f114 和f115 結構面出現裂縫,Kp=2.0 和Kp=2.4 為曲線第二和第三拐點。第四階段為Kp=2.6～4.4 階段,在該階段測點數據呈現緩慢增加趨勢,結構面F31產生裂縫。第五階段為Kp=4.4～6.0 階段,拐點多次在該階段出現,且壩踵處裂縫進一步發展,10f2 結構面有破壞區出現,且在Kp=6.0時,裂縫貫通明顯,發生了滑動破壞,結構穩定性喪失。第六階段為Kp=6.0～7.0階段,結構面整體出現貫通,繼續發生破壞。

3.2 壩體應變分析

圖3 展示了壩體測點豎向位移曲線,監測數據由三花應變片測得。從圖中可以看出,隨著荷載的增加,壩體豎向位移不斷增長,壩體豎向位移與荷載呈現正相關關系。壩體豎向位移變化可分為兩個階段,分別為Kp=0～2.0 階段和Kp=2.0～7.0 階段。在第一階段,壩體豎向位移波動較大,且靠近基面的測點出現位移為負的情況,見圖3（a）；在第二階段,壩體豎向位移呈現緩慢增加趨勢,表現得較為穩定。同時,壩體中部的測點曲線分布較為集中,如#4、#7、#10、#19、#22 和#25,說明結構面對壩體中部的豎向位移影響較小。

圖3 壩體測點豎向位移曲線

整體而言,壩體基本處于受壓狀態,僅在試驗初期在壩趾和壩踵位置出現短暫受拉現象。由于加載位置原因,壩體中部應變相對于壩趾和壩踵處更大。

3.3 壩體下游側變位分析

圖4 展示了壩體下游側變位情況。圖4（a）為水平變位情況,圖4（b）為豎向變位情況。規定水平變位指向下游為負,豎向變位指向壩基為負。

圖4 壩體下游側變位曲線

從圖4（a）中可以看出,隨著施加荷載的提高,壩體下游側水平變位逐漸增大。不同監測點位間的差異較為明顯。水平變位數值由大到小排列依次為#3、#5、#7 和#1,即最大水平變位發生在壩趾附近。當Kp=1.3 時,曲線出現拐點,斜率增大,水平變位數值明顯上漲。第二個拐點出現在Kp=4.6附近,此時斜率減小,水平變位一直持續緩慢增加到最大值。與圖2 相比,圖4（a）拐點位置存在差異,第一個拐點更早,第二個拐點出現位置則更晚。Kp=1.3 時,施加的荷載借助壩體傳遞至壩基,壩體逐漸向下游變位,在Kp=2.0 時出現裂縫,故圖4（a）拐點更早出現。Kp=4.4 時,由于結構面裂縫的逐漸延伸發展,壩踵處開始緩慢下沉以及壩趾隆起,導致在Kp=4.6時水平變位增長速度降低,因此圖4（a）第二個拐點出現時機相較于圖2 更晚。整體而言,壩體水平變位受到壩基結構面的破壞影響,令壩體持續受到傾覆力矩作用,因此呈現出壩體水平變位與壩體高程為負相關關系,并且負相關性逐漸增大。

從圖4（b）中可以看出,隨著施加荷載的提高,除#2 監測點位外壩體下游側豎向變位逐漸增大,#2 監測點豎向變位基本保持穩定。Kp=2.0 時曲線出現拐點,豎向位移曲線斜率增大,增幅明顯。Kp=4.5 時再次出現拐點,此時豎向位移曲線斜率減小,持續到加載末期。相較于水平變位曲線,豎向變位曲線變化趨勢較為接近,但河床附近的#2 監測點變位較小且較為穩定。這表明,結構面的互相滑移錯動主要發生在f115 結構面附近,相比之下,f114 結構面的滑移錯動較小。

4 結論

本文以膠凝砂礫石壩為利,基于相似理論,設計了膠凝砂礫石壩模型加載試驗,分析了地基結構面對壩體穩定性的作用機理。結果表明隨著荷載的增加,各監測位置處滑動量出現先增后減再增的變化；壩體基本處于受壓狀態,試驗初期在壩趾和壩踵位置出現了短暫受拉現象；壩體水平變位受到壩基結構面破壞的影響,令壩體持續受到傾覆力矩作用,呈現出壩體水平變位與壩體高程負相關關系；壩體在壩踵位置處有沉降,結構面附近出現向上滑動的擠壓破壞,但整體而言,壩體結構并未發生破壞,膠凝砂礫石壩對壩基具有較強適應性。大壩破壞原因十分復雜,研究結論還需結合工程項目進一步驗證。