阿白冲水库粘土心墙坝动力应力变形及稳定性研究

王永成

（云南省红河州水利水电勘察设计研究院，云南蒙自 661100）

阿白冲水库粘土心墙坝动力应力变形及稳定性研究

王永成

（云南省红河州水利水电勘察设计研究院，云南蒙自 661100）

针对阿白冲水库粘土心墙坝主要筑坝材料开展了动力三轴试验，研究了坝料的动力特性。根据坝料动力试验资料，提出了坝体动力应力变形分析计算的模型参数，采用三维非线性有限单元法分析了坝体的应力变形特性和动力反应，研究了坝体的动力反应加速度分布、坝体加速度放大特性、坝体动位移、坝体地震永久变形等。在坝体动力计算和坝坡稳定分析的基础上，评价了该粘土心墙坝的安全性。

阿白冲水库；粘土心墙坝；地震；应力变形；稳定性

图1 心墙坝标准剖面图

石屏县阿白冲水库拟建于红河二级支流阿白冲河中下游河段，坝址位于石屏县新城乡阿白冲村附近，河谷形状呈“U”形，河床底宽约40m，顶宽约270m，两岸坡基本对称，地形完整，左岸山体较为宽厚。坝址及库区地层主要为板岩，无不良的物理地质现象。大坝为粘土心墙坝，坝顶高程1566.80m，坝顶宽10.0m，坝顶长256.5m，最大坝高 89.2m。心墙上游侧与风化料相接处设置混合反滤层，心墙下游侧与风化料相接处设置二级反滤层，心墙后坝体内设置排水砂管，坝脚处为堆石排水棱体，棱体顶宽 3m，顶部高程 1480.00m。图 1为心墙坝设计剖面图。

云南省处于我国地震高发区，水库大坝的抗震安全非常重要，在水库大坝抗震设计方面，许多学者开展了深入的研究[1～6]。为研究阿白冲水库大坝的抗震稳定性，根据当地筑坝材料特性，开展了 3个方面的研究：①针对主要筑坝料（坝壳风化料、心墙土料和反滤料）进行了动力三轴试验，研究了其动力特性，并提出了动力计算参数。②采用三维非线性有限元进行了大坝动力反应分析，研究了坝体动力反应加速度、动位移和地震永久变形，分析了心墙反滤料地震液化的可能性。③针对地震动力状态的不同概率水平进行了坝坡稳定性分析。

1 坝料动力特性试验

坝壳风化料动力特性试验采用 1500kN大型动静三轴压缩试验仪进行，心墙土料及反滤料的动力试验采用GDS电机控制的动三轴试验系统进行。分别针对现场取样的坝壳风化料、反滤料和心墙土料进行了试验，试验所用风化料制样相对密度控制为0.85，其最大、最小干密度分别为1.96 g/cm3和1.40 g/cm3，制样干密度取 1.86g/cm3；反滤料制样相对密度控制为0.75，其最大、最小干密度分别为2.06 g/cm3和1.57 g/cm3，制样干密度取1.91g/cm3；心墙土料制样干密度取1.62g/cm3。

坝壳风化料动力试验结果见表 1，试验结果表明，坝壳风化料动模量相对较低，阻尼比和残余变形较大。反滤料I动力试验结果见表2，由试验结果可见，反滤料动模量较低，但残余变形比坝壳风化料较小。心墙土料动力试验结果见表3。

表1 动力特性试验试验结果及残余变形特性试验参数

表2 动模量和阻尼比模型参数及残余变形参数

表3 动模量和阻尼比模型参数

2 心墙坝动力特性计算结果分析

采用三维有限元法对阿白冲心墙坝进行动力分析计算，有限元计算中应用比奥固结理论对心墙及反滤料进行有效应力应变分析，对上、下游坝壳采用总应力方法进行应力应变分析，动力计算采用等价粘弹性模型[7～8]。

2.1 计算参数与荷载

坝料静动力应力应变模型计算参数根据室内试验成果以及地质勘察报告，结合工程类比的方法确定。表4给出了动力计算模型计算参数。

表4 动力计算参数

地震动力作用通过输入地震历时过程中基岩加速度施加。本文动力计算采用加速度时程分析法，在得出运行期坝体的应变、应力分布后，假定某一时刻发生地震，把地震持续时间分成 20～30个时段，对每一时段先进行动力分析，动力方程采用Wilson-θ的逐步积分法求解，积分步长为0.02秒，每一时段结束后，求出各点的加速度和动应力、动应变，并用经验公式求得残余应变增量和剪应变增量，把应变增量作为初应变，然后再进行一次静力计算，得出变形的发展，再转入下一时段的动力计算分析，如此反复进行直到地震结束。三维有限元网格剖分模拟了坝体的分级填筑过程。图2为计算采用的三维网格图，共划分三维单元 9858个，结点数为10260个。

图2计算采用的三维有限元风格

2.2 动力计算结果分析

动力计算假定稳定渗流期发生地震，全面分析在三向地震作用下坝体的动力反应、坝体动位移以及坝体地震永久变形。

2.2.1 设计地震工况下大坝动力响应

（1） 动力反应加速度。动力加速度空间分布见图 3。计算结果表明：坝体动力反应加速度随着坝高的增加而增加，最大动力反应加速度位于最大剖面坝顶。坝顶顺河向、坝轴向和垂直向反应加速度最大值分别为3.87 m/s2，2.99 m/s2和2.87 m/s2，与水平向及垂直向输入加速度 1.84 m/s2和 1.23 m/s2相比，相应的放大倍数分别为 2.10，1.63和2.34。在三向动力反应加速度中，基本以顺河向反应加速度最大，垂直向反应加速度最小。但加速度放大倍数垂直向较大、顺河向次之、坝轴向最小。

图3 坝体动力反应加速度分布（m/s2）

（2）动位移。坝体动位移空间分布见图4。计算结果显示，坝体最大动位移位于坝顶附近，坝体顺河向最大动位移为 9.8cm，坝轴向动位移最大值5.6cm，竖向最大动位移为5.4cm。坝体动位移大小与所处位置有关。总体上看，水平向动位移大于垂直向动位移，高程大的结点动位移较大；河床部位结点动位移比岸坡部位结点动位移大。

图4 坝体动位移分布（cm）

（3）永久变形。坝体地震永久变形空间分布见图 5。计算结果表明，地震永久变形最大值发生在坝顶附近，最大震陷为 22.6 cm，坝体顺河向永久位移基本上指向下游，顺河向最大永久变形为21.1cm。坝轴向永久变形表现为两岸向河床，顺河向及垂直向永久变形最大值均位于河谷中央最大剖面坝顶附近。

图5 坝体永久变形空间分布（cm）

（4）反滤料地震液化分析。坝体最大剖面内因地震引起的超静孔隙水压力见图 6。由于地震动力影响，心墙及反滤料内产生了一定的超静孔隙水压力，超静孔隙水压力的存在，将降低有效应力。反滤料中超静孔隙水压力超过上覆有效荷重时将导致地震液化。计算所得心墙内最大超静孔隙水压力36kPa，对土体强度影响不太大；上游反滤料内最大超静孔隙水压力12kPa左右，不会发生地震液化。

图6 坝体最大剖面内地震引起的超静孔隙水压力（kPa）

2.2.2 校核地震工况下大坝动力响应

校核地震工况下，基岩的动峰值加速度达到2.5m/s2，动力计算结果表明，基岩峰值加速度增大后，坝体的反应加速度、动位移、地震永久变形等都有所增加，但反应加速度放大倍数略有减小。

（1）动力反应加速度。两种地震工况下坝体反应加速度分布规律类似。表5给出了设计地震工况和校核地震工况下大坝三向最大反应加速度及其加速度放大倍数。动力反应加速度最大值位于最大剖面坝顶。

表5 大坝最大动力反应加速度

（2）动位移。校核地震工况下坝体的动位移稍大，但分布规律与设计地震工况相近。表6为两种地震工况下坝体动位移最大值。

表6 大坝最大动位移（单位：cm）

（3）永久变形。两种地震概率水平下发生地震坝体的永久变形最大值见表 7，基岩峰值加速度由184gal增加到250gal后，坝体的地震永久变形增加较为明显。

表7 大坝最大地震永久变形（单位：cm）

（4）反滤料地震液化分析。与设计地震工况计算结果相比，在校核地震工况下，心墙和反滤料内的超静孔隙水压力有所增加。采用 50年超越概率5%计算所得心墙和反滤层内最大超静孔隙水压力分别为48kPa和15kPa，对心墙土体强度影响不大，上游反滤料也不会发生地震液化。图7为坝体最大剖面内地震超静孔隙水压力分布。

图7 校核地震工况下最大剖面内超静孔隙水压力分布（kPa）

3 坝坡稳定性研究

3.1 风化料强度指标敏感性分析

坝壳风化料工程特性相对较差，在碾压密实度较低、浸水软化等因素下，其强度可能会降低。本文采用极限平衡法分析了风化料强度指标较低情况下坝坡的抗滑稳定性。计算中风化料的内摩擦角取为30º。

计算结果显示：竣工期上、下游坝坡最小抗滑稳定安全系数分别为2.08和1.76；蓄水期上、下游坝坡最小抗滑稳定安全系数分别为2.23和1.71。静力状态不同工况下的安全系数都高于规范要求。

在动力状态下，采用设计地震工况即 50年超越概率 10%计算所得的上、下游坝坡抗滑稳定安全系数分别为1.76和1.37，采用校核地震工况即50年超越概率5%计算所得的上、下游坝坡抗滑稳定安全系数分别为1.62和1.28。动力状态下安全系数也高于规范要求。

坝坡的抗滑稳定安全系数对风化料的抗剪强度指标比较敏感，与内摩擦角35º时计算结果相比，风化料内摩擦角降为 30º时，无论是静力状态还是动力状态下的坝坡抗滑稳定安全系数都有比较明显的下降。

3.2 坝坡极限抗震能力

土石坝具有较好的抗震性能，2008年5月12日四川汶川强烈地震中，震区大量土石高虽然产生了不同程度的破坏，但无一溃坝事件发生。特别是位于震中附近的紫坪铺面板堆石坝，坝高达156m，承受了远超其设计烈度的地震作用，其破坏形式主要表现为坝坡堆石松动滚落、混凝土面板脱空、错抬及开裂等，但大坝整体仍是稳定安全的，经过修复，又投入了正常的使用。本文抗震极限分析主要从坝坡承受地震的能力出发进行研究，目的是分析多大地震动峰值加速度下，坝坡达到极限状态。采用拟静力法针对蓄水期发生地震，分析研究了不同峰值加速度下上下游坝坡的抗滑稳定安全系数，计算结果见表 8。由计算结果可见，从坝坡整体稳定来看，极限抗震能力介于0.6～0.65g。

不过，应该指出，地震动力过程中，坝顶附近动力反应明显，坝顶附近坝坡堆石松动、滚落甚至浅层滑动的可能性是存在的。另外，不均匀震陷引起坝顶产生纵向沉陷缝也是可能产生的破坏形式。

表8 不同峰值加速度下坝坡的地震稳定性

4 结论与建议

（1）本文针对阿白冲水库粘土心墙坝主要筑坝材料进行了动力特性试验研究，研究结果表明：坝壳风化料和反滤料的动模量均不高，动残余变形稍大。坝壳模量与心墙模量差异不太大。

（2）坝体动力响应计算结果显示，越接近坝顶动力反应越强烈，且随着坝高的增加而增大。

（3）设计地震工况下，坝体最大震陷为22.6cm，顺河向最大永久变形为21.1cm。

（4）地震期间心墙及反滤料内将产生了一定的超静孔隙水压力，设计地震工况下，心墙内最大超静孔隙水压力 36kPa，上游反滤料内最大超静孔隙水压力12kPa左右，不会发生地震液化。校核地震工况下，坝体动力反应规律与设计地震工况类似，但坝体的反应加速度、动位移、地震永久变形等都有所增加，而反应加速度放大倍数略有减小。

（5）坝坡抗滑稳定安全系数对风化料的抗剪强度指标比较敏感,风化料内摩擦角由35º降为30º时，无论是静力状态还是动力状态下的坝坡抗滑稳定安全系数都有比较明显的下降。因此应严格控制坝体的碾压质量。

（6）本工程采用了较缓的坝坡，坝坡抗震极限分析结果显示，从坝坡整体稳定来看，极限抗震能力介于0.6～0.65g。

（7）地震动力过程中，坝顶附近动力反应明显，坝顶附近坝坡存在堆石松动、滚落、甚至浅层滑动的可能性。建议对坝顶以下1/5坝高范围内的坝壳风化料提高压实质量，提高抗震能力。

[1] 朱百里,沈珠江.计算土力学[M].上海:上海科学技术出版社,1990

[2] 沈珠江,王剑平.土质心墙坝填筑及蓄水变形的数值模拟[J].水利水运科学研究,1988（4）

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[4] 沈珠江,赵魁芝.堆石坝流变变形的反馈分析[J].水利学报,1998（6）

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[6] 沈珠江,易进栋,左元明.土坝水力劈裂的离心模型试验及其分布[J].水利学报,1994（4）

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TV641

A

1008-1305（2013）02-0040-05

10.3969/j.issn.1008-1305.2013.02.012

王永成（1962年-），男，云南人，高级工程师。