楊金林，姚帥強，符新閣，陳曉光

(黃河勘測規(guī)劃設計研究院有限公司，河南 鄭州 450003)

0 引 言

重力壩主要是依靠自身重力維持穩(wěn)定的一種常見的擋水建筑物，結構簡單，耐久性好、適應性強[1]，是人類較早使用的一種壩型。隨著我國大壩建設速度的加快，復雜地質條件下建壩也越來越多[2]，如官地[3]、向家壩[4]、阿海[5]、葛洲壩[6]等水電工程。這些大壩壩基巖體均存在埋深不同的泥質夾層，成為大壩長期抗滑穩(wěn)定的控制因素，泥質夾層是重力壩普遍關心的工程地質問題[7]。目前，重力壩抗滑穩(wěn)定研究方法[8-10]主要為剛體極限平衡分析法、地質力學模型試驗法及數值模擬分析等。規(guī)范[11]規(guī)定，當壩基下部巖體內存在泥質夾層時，主要采用傳統(tǒng)的剛體極限平衡法核算壩基深層的抗滑穩(wěn)定性，必要時輔以有限元法等數值分析方法進行驗證。

隨著計算機技術的發(fā)展，數值模擬方法已成為重力壩深層抗滑穩(wěn)定分析的主要輔助手段[12]。本文結合目前在建的幾內亞蘇阿皮蒂水利樞紐項目，采用數值模擬分析方法，對重力壩下泥質夾層不同埋深、不同傾角與抗滑穩(wěn)定安全系數之間的關系進行研究，并在此基礎上，結合工程典型壩段，研究該壩段深層失穩(wěn)模式，以便為全面分析大壩抗滑穩(wěn)定提供依據。

1 工程概況

蘇阿皮蒂水利樞紐[13]位于幾內亞的西部，該項目設計校核洪水位213.56 m，正常蓄水位210 m，壩頂高程215.5 m，壩頂長度1 164 m，正常蓄水位對應庫容6.3×109m3，是目前西非在建的最大水利工程，為Ⅰ等大(1)型。

工程區(qū)兩岸地層巖性主要為古生代奧陶系薄層砂巖和薄層泥質粉砂巖交替分布，近水平層理發(fā)育，互層狀結構，單層厚度一般為5～15 cm，巖層厚度相對穩(wěn)定。砂巖為較硬巖，泥質粉砂巖為軟巖。受構造影響，多沿層面發(fā)育泥質夾層，泥質夾層基本上為全泥型，粉粒平均含量約56.6%，粘粒平均含量約37.3%。泥化帶粒度以粉粒和粘粒為主。泥質夾層的礦物成分以高嶺石、伊利石為主，含蒙脫石、綠泥石及非粘土礦物成分石英、鉀長石、斜長石、水鋁礦。根據現場開挖情況，泥質夾層貫穿整個壩段，厚度一般為1.0～5.0 cm。

2 模型構建及荷載確定

2.1 模型構建

47號壩段位于右岸壩段。重力壩數模分析模型邊界范圍為：從壩踵向上游約1倍壩高，從壩趾向下游約2倍壩高，從建基面向下游約2倍壩高。x軸為順河向，y軸為垂直河流方向，z軸為豎直方向?？够€(wěn)定分析數值模型見圖1。

圖1 47號壩段抗滑穩(wěn)定分析數值模型

數值模擬軟件中，巖體和泥質夾層屈服破壞采用M-C本構模型，模型中含有壩體、巖體、泥質夾層、覆蓋層4種材料。泥質夾層為貫通性結構面，位于壩基下5 m，傾向NNW，傾角約2°～5°，組成物質以白色粘土為主，局部為強風化泥質粉砂巖，遇水軟化，巖體等效均質處理。材料力學參數見表1。

表1 材料力學參數

2.2 荷載確定

通過研究該壩段校核水位(213.56 m)、設計水位(213.11 m)、正常水位(210 m)工況下上下游水位差，校核水位差、設計水位差、正常水位差分別為47.7、47.2、44.2 m。因為3種工況下水位差較小，本文僅對正常水位工況下壩基抗滑穩(wěn)定進行研究。

正常水位工況下荷載及計算參數：①壩體自重。碾壓混凝土密度為2 450 kg/m3，按初始應力考慮。②水荷載。正常蓄水時上游水位210.0 m，下游地下水位165.9 m，靜水壓力施加在壩身、壩踵上。③泥沙荷載。淤沙浮容重6.5 kN/m3，摩擦角為10°。④揚壓力。根據主副防滲帷幕及排水孔進行折減，將計算結果施加在滑動面上。⑤浪壓力。主要作用在壩頂，由于47號壩段位于左壩肩，浪壓力垂線吹程短，本次模擬未計入。

3 計算方法選取及失穩(wěn)判別準則

采用強度折減法[15]計算47號壩段重力壩深層抗滑問題。該方法通過比例降低巖體的內摩擦角φ′和凝聚力c′的方法，研究壩基系統(tǒng)在設計荷載下的強度儲備能力。強度折減法可模擬壩基從局部破壞到整體破壞的漸進失穩(wěn)全過程，折減公式如下

(1)

(2)

式中，c′、φ′為巖體強度參數；c、φ為折減后巖體新的強度參數；RF為折減系數。

通過對材料的強度參數c′、φ′按同等比例RF進行折減，得到新的1組強度參數c、φ，帶入程序計算，通過不斷增加RF數值進行反復折減，根據判別準則判別大壩失穩(wěn)。

目前，較為常用的臨界失穩(wěn)狀態(tài)判別準則[16]有：①廣義剪應變或廣義塑性應變準則；②收斂性準則；③特征點位移突變準則；④塑性區(qū)貫通準則。廣義剪應變或廣義塑性應變準則能反映巖體剪切狀態(tài)；收斂性準則對軟件和建模依賴性大，缺乏客觀性；特征點位移突變準則安全系數取值點、曲線拐點不明顯；塑性區(qū)貫通準則不但與理論符合，而且應用標準客觀，操作性強。鑒于目前對于判別準則尚無統(tǒng)一的標準，本文采用滑移通道屈服區(qū)出現較大突變或塑性區(qū)貫通[17]為失穩(wěn)依據。

4 抗滑穩(wěn)定結果分析

4.1 泥質夾層傾角及埋深對抗滑穩(wěn)定影響

實際勘察過程中，結構面傾角多為范圍值，尤其是結構面起伏較大的情況下，測量結果范圍值較大。為研究不同泥質夾層傾角a、埋深h對壩基抗滑穩(wěn)定性的影響，分析了a=0°、10°、…、70°；h=0、2、…、12 m的不同工況。暫不考慮齒槽。

圖2為相同埋深結構面不同傾角與壩基抗滑穩(wěn)定安全系數之間的關系。從圖2可知，a為0°～40°時，壩基安全系數與軟弱結構傾角呈近似線性增加，變化速率較慢，水平傾角壩基安全系數最小，約為2.80。當a>50°時，壩基抗滑穩(wěn)定安全系數增加較快，呈近指數曲線增大。研究結果表明，當a>50°時，泥質夾層構成滑移通道的潛在可能性降低。

圖2 泥質夾層傾角與安全系數關系

圖3為相同傾角(5°)下不同埋深泥質夾層與壩基抗滑穩(wěn)定安全系數之間的關系。從圖3可知，泥質夾層距壩基距離為0時，壩基安全系數最低，為2.80；當位于基礎下部6 m時，安全系數增速緩慢，基本上每加深2 m，安全系數增加0.02～0.03；大于6 m時，安全系數增速有所增快，每增加2 m，安全系數增加0.15～0.20。結果表明，隨著埋深的增加，泥質夾層對壩基影響遞增減弱。

圖3 泥質夾層埋深與安全系數關系

4.2 滑移模式分析

圖4為47號壩段在泥質夾層傾角為3°的情況下塑性區(qū)演變規(guī)律。從圖4可知，大壩抗滑滑移模式為壩踵巖層斷裂沿不利穩(wěn)定結構面滑移模式，這種滑移模式主要為在壩踵和泥質夾層出現拉剪塑性區(qū)，接著在尾巖及下部出現大面積塑性區(qū)，最終和泥質夾層形成貫通塑性區(qū)。在初始穩(wěn)定狀態(tài)，重力壩壩踵在外部荷載的作用下，壩踵部位首先出現拉應力集中，導致小范圍出現拉剪破壞塑性區(qū)。隨著折減系數RF的不斷增大，塑性區(qū)向壩踵上部及深部擴展趨勢增加，圍巖及深部區(qū)域出現剪塑性破壞；隨著塑性區(qū)不斷延伸，泥質夾層破壞區(qū)與圍巖深部區(qū)域拉裂面塑性區(qū)貫通，最終沿壩踵巖層斷裂，形成沿不利結構面的滑移模式。此種滑移模式是在壩踵出現拉應力集中產生剪切塑性區(qū)。因此，在設計大壩時，應在壩踵和建基面周圍采取一定加固措施，防止壩踵拉應力集中產生剪切破壞。大壩下部存在不利結構面時，應采取齒槽、壩后壓重或2種混合措施，以便提高抗滑力。

圖4 塑性區(qū)演變規(guī)律

4.3 穩(wěn)定結果分析

RF=1.0時，壩踵附近出現拉應力集中，產生拉剪破壞。隨著RF不斷增加(強度參數變小)，塑性區(qū)向壩踵上部及深部擴展趨勢增加，尾巖及深部區(qū)域出現剪塑性破壞，最終泥質夾層破壞區(qū)與圍巖深部區(qū)域拉裂面塑性區(qū)貫通。為截斷塑性貫通區(qū)，在壩趾設置齒槽，齒槽深10 m，底寬8.5 m。設置齒槽后大壩塑性區(qū)分布見圖5。從圖5可知，齒槽阻斷了塑性區(qū)進一步發(fā)展，大壩抗滑安全系數由原來的2.85增加至3.01，提高了5.6%，滿足設計規(guī)范。

圖5 設置齒槽后大壩塑性區(qū)分布

47號壩段壩頂位移見圖6。從圖6可知，隨著折減系數RF的不斷增大，壩頂位移不斷增大。RF在3.0附近時，位移發(fā)生突變?？梢哉J為，3.01為大壩抗滑安全系數。

圖6 壩頂位移

5 結 語

本文利用數模模擬軟件，采用強度折減法研究蘇阿皮蒂水利樞紐項目47號壩段泥質夾層不同埋深、不同傾角對壩基抗滑穩(wěn)定的影響。結果表明，壩基抗滑穩(wěn)定安全系數與泥質夾層埋深、傾角呈相關性，埋深、傾角增大，安全系數增大。47號壩段失穩(wěn)模式為壩踵巖層斷裂滑移模式破壞，壩踵出現拉應力，產生拉剪破壞，進而塑性區(qū)向深部和上游擴展。在設計重力壩時，應對壩踵附近基巖采取加固措施。正常蓄水位工況下，通過增加齒槽，壩基抗滑穩(wěn)定安全系數為3.01，基本滿足規(guī)范要求。

數值分析方法作為重力壩抗滑穩(wěn)定輔助工具，得到了運來越多的應用。但由于計算方法、計算軟件、材料本構關系和屈服準則、失穩(wěn)判別依據選取的不同，分析結果亦存在差異。建議在開挖齒槽回填混凝土施工過程中，視開挖情況進行抗滑穩(wěn)定復核。