廖會文

（江西省水利水電建設集團有限公司，南昌 330000）

0 引 言

水壓力抬升后使土體或巖體產生裂縫且持續(xù)擴展的物理現(xiàn)象即為水力劈裂?，F(xiàn)有試驗主要采用三軸試驗對水力劈裂展開分析。事實上，黏土心墻壩蓄水期間應力狀態(tài)頗為復雜，單純依靠三軸試驗展開黏土心墻壩水力劈裂分析，結果必定缺乏可靠性與合理性，對具體水利工程安全評價也較為不利。

針對目前水力劈裂試驗存在的不足，文章通過設計并制作模型，對黏土心墻壩上游面在蓄水期間的狀態(tài)展開模擬，并對壩體蓄水期間受力及蓄水狀態(tài)不同的水力劈裂特性展開研究，以期對心墻壩防滲及抗水力劈裂實踐提供借鑒參考。

1 試驗設計

1.1 試驗裝置及材料

離心模型試驗裝置布置，見圖1。為展開對黏土心墻壩上游迎水面蓄水過程及應力條件的模擬，本研究采用圖1 所示離心機展開水力劈裂模擬試驗，裝置具備明確的應力邊界與滲流邊界，能準確模擬黏土心墻壩上游迎水面土體單元蓄水條件和應力條件，并通過上下兩端氣壓孔施加側向壓力以模擬土體自重應力。

圖1 離心模型試驗裝置布置

以中國南方某水庫工程黏土心墻料為試驗土料，其比重為2.74g/cm3，液限和塑限為34.5%和17.8%，最大干密度1.86g/cm3，最佳含水率16.0%。將黏土心墻料制成相應尺寸的試樣，以研究黏土心墻內存在滲透弱面或裂縫時的水力劈裂情況。試驗采用模型比尺為50 倍，將制作好的模型按照離心機加速度50g 展開試驗，模型土柱高度為0.4m，相當于20m 的原型高度，試驗設計加水高度為0.55m，相當于27.5m 的原型水頭。

1.2 試驗方案

在不同含水率、干密度、尺寸及加壓速率下展開系列試驗，分析試樣抗水力劈裂規(guī)律。試驗開始后，先向試樣上游迎水面及側面施加壓力，讀取和記錄水壓力及量筒內滲水量。當試驗進行至量筒內滲水量陡增時，意味著出現(xiàn)水力劈裂[1]，試驗結束。試驗過程中，向試樣施加的水壓力應≤800kPa，且當試驗水壓力接近最大水壓力時，不論滲水量是否陡增，均應結束試驗并卸載。

2 試驗結果分析

結合既有研究成果，影響?zhàn)ね列膲慰顾ε研阅艿囊蛩刂饕ㄍ亮虾?、干密度、試樣尺寸、加壓速率等，此處分因素展開量化分析。

2.1 含水率的影響

根據(jù)模型試驗結果，不同含水率的均質試樣滲流速率均隨水壓力的增大而遞增，滿足達西滲流定律[2]；且不同含水率試樣間滲流速率差距不大，無明顯規(guī)律性。當水壓力升至600kPa 時，滲流基本趨于穩(wěn)定，此時即可結束加壓并結束試驗。

試樣含水率越接近最優(yōu)含水率，劈裂壓力越大，基于此，隨著含水率的增減，引發(fā)滲流突變的水壓力均減小。

2.2 干密度的影響

試驗過程中，隨著時間的推移，均質試樣滲流速率和水壓力表現(xiàn)出較好的線性關系。因試驗試樣為不飽和試樣，試驗歷時短，不同干密度試樣滲流速率較為接近，無明顯規(guī)律性。整體而言，試樣干密度越小，土質也越疏松，滲流通道多，滲流速率也相對較大。

而裂縫試樣滲流速率變化比均質試樣更為明顯，當水壓力增至500kPa 時，不同干密度試樣滲透速率均陡增，標示著水力劈裂的發(fā)生。根據(jù)試驗結果，不同干密度試樣滲流速率陡增時水壓力不盡相同。干密度越大，裂縫試樣發(fā)生水力劈裂的壓力也持續(xù)增大，原因在于土體顆粒間凈距隨干密度的增大而減小，土粒吸力和土體強度均增大，抗水力劈裂性能顯著增強。

2.3 試樣尺寸的影響

為分析試樣尺寸對黏土心墻料抗水力劈裂性能的影響，在試驗之初必須制備厚度為40mm、50mm、60mm 和70mm 的試樣，并按試樣厚度的40%確定人工裂縫深度。

隨著試驗過程的推進，均質試樣滲流速率隨水壓力的增大而持續(xù)升高，期間無滲流陡增出現(xiàn)，也未發(fā)生水力劈裂。但裂縫試樣在試驗開始后較早發(fā)生滲流陡增和水力劈裂。

試樣尺寸對試樣抗水力劈裂性能存在正向影響，即試樣厚度越大，壓力水需要劈開土體并形成貫穿性裂縫所需壓力也越大，抗水力劈裂性能也越強。但是隨著試樣厚度的增大，造價提高，經濟性降低，為此，具體水利工程中必須在黏土心墻壩尺寸和造價之間尋求平衡。

2.4 加壓速率的影響

在分析黏土心墻壩水力劈裂性能時，通常將蓄水條件視為引發(fā)水力劈裂的主要原因之一。故此處按照5kPa/min、20kPa/min、50kPa/min、100kPa/min等水壓力加載速率對心墻壩蓄水過程展開模擬。

試驗結果顯示，均質試樣與裂縫試樣具備相似的滲流規(guī)律，且試驗中均無滲流陡增跡象發(fā)生，說明試樣均未發(fā)生水力劈裂。拆樣后試樣表面無明顯新增裂縫，但因試驗歷時長，試樣長期浸泡后存在表面隆起、剝落；既有裂縫也被軟化脫落的土粒所填充；試樣內無應力集中區(qū)域，孔隙水壓力也基本消散，試樣中滲流穩(wěn)定，土料有效應力增大，不存在水力劈裂發(fā)生的可能。

培訓之后，進行集中封閉式的崗位測評。選定同一時間、同一地點，由全部職能科室主任組成的評審團隊各自獨立地根據(jù)崗位說明書對所有參評崗位按照評價要素逐一打分，填寫“北醫(yī)三院職能部門崗位評價評分表”。

水壓力增速對裂縫試樣水力劈裂性能影響較大。在較小加壓速率下，無明顯滲流出現(xiàn)，試樣劈裂的可能性較?。欢S著加壓速率的持續(xù)增大，蓄水量在試樣表面快速形成較大水力梯度，孔隙水壓也因時間較短而無法消散，裂縫處水楔現(xiàn)象[3]凸顯，水力劈裂發(fā)生的可能性也大大增加。

3 有限元分析

3.1 模型構建

為展開黏土心墻壩水力劈裂特性模擬，以驗證模型試驗結果的準確性，擬定出以下幾種工況。因為實驗室條件受限而無法展開黏土心墻“拱效應”試驗[4]，故以上分析結論存在一定的局限。為增強結論的合理性與普遍適用性，必須在有限元模擬階段，更對地展開拱效應的模擬分析。

1）工況1：分析拱效應受心墻彈性模量的影響。黏土心墻壩高102m，壩頂、底寬15m 和307m，心墻頂、底寬10m 和28m；坡比為1∶0.36，并在49m處上游面突變?yōu)橹毙膲?。通過調整心墻及壩殼料彈性模量，展開蓄水期和竣工期壩體應力變動情況分析，并比較拱效應受不同彈性模量的影響程度，推測拱效應和水力劈裂的關系。

2）工況2：分析拱效應受心墻上游面形態(tài)和坡比的影響。在工況1 模型的基礎上將心墻坡比調整為1∶ 0.2 和1∶ 0.25。模擬期間，將壩體簡化為均質結構，無裂縫。

3.2 彈性模量的影響

采用總應力法展開模型計算，并使用線彈性模型確定土料應力應變關系。為深入分析心墻及壩殼材料壓縮屬性對拱效應的影響，設計出5 種方案，材料參數(shù)取值情況，見表1，各算例中僅黏土材料彈性模量不同，其余參數(shù)取值均相同；泊松比與彈性模量值并不隨壩體蓄水期和竣工期應力的變化而變化。

表1 材料參數(shù)取值情況

針對表1 中5 種計算方案，應用總應力分析法展開心墻及壩殼區(qū)豎向應力等值線圖變化趨勢的比較，如果心墻Y 向黏土總應力小于上覆土壓力，且壩殼區(qū)Y 向土料總應力大于壩體拱效應，則表明拱效應越大。通過對壩體竣工期及蓄水期拱效應變化程度的模擬以及對蓄水結束后壩體拱效應變化情況的分析，可以得出蓄水期發(fā)生水力劈裂的原因，并以上游庫水壓力是否超出對應高程土體豎向壓力為水力劈裂發(fā)生的判據(jù)。

根據(jù)計算方案，可以得出心墻彈性模量不同情況下黏土心墻壩在竣工期、蓄水期對應的豎向應力云圖以及X 向和Y 向位移云圖。由計算結果可知，在壩殼料彈性模量保持不變時，隨著心墻彈性模量的減小，拱效應增大。尤其是當心墻和壩殼料彈性模量完全一致時，竣工期和蓄水期豎向應力云圖內的等值線均較為光滑，無突變發(fā)生，也無拱效應。進一步分析蓄水期X 向和Y 向位移云圖看出，心墻彈性模量值越小，沉降均勻性越差，說明壩殼土料和心墻黏土不均勻壓縮程度對拱效應影響較大。壩體蓄水后應力重分布現(xiàn)象十分明顯。

1）方案1：心墻彈性模量取200MPa 時，心墻和壩殼料彈性模量一致，竣工期和蓄水期土壓力均等同于對應高程處覆土壓力計算結果，拱效應系數(shù)基本位于0.95～1.20 之間，無拱效應出現(xiàn)。

2）方案2：心墻彈性模量取100MPa 時，竣工期和蓄水期土壓力整體呈減小趨勢，特別是心墻突變點處土壓力陡降，心墻突變點處的竣工期和蓄水期拱效應系數(shù)最小值分別將至0.65 和0.78，拱效應最為突出。

3）方案3：心墻彈性模量減小至50MPa 時，分別于49m 和55m 的壩體高程處出現(xiàn)靜水壓力超出竣工期心墻豎向土壓力的局面，心墻突變點處的竣工期和蓄水期拱效應系數(shù)最小值分別減至0.42和0.64。

4）方案4：心墻彈性模量減小至30MPa 時，靜水壓力比竣工期豎向土壓力高的現(xiàn)象集中發(fā)生在壩體高程35～58m 處，心墻突變點處的竣工期和蓄水期拱效應系數(shù)降至0.44 和0.63，拱效應系數(shù)最小值0.36 出現(xiàn)在心墻79m 高程段。

5）方案5：心墻彈性模量減小至25MPa 時，靜水壓力比竣工期豎向土壓力高的現(xiàn)象集中發(fā)生在壩體高程28～60m 處，心墻突變點處的竣工期和蓄水期拱效應系數(shù)最小值分別減至0.30 和0.58，而拱效應系數(shù)最小值0.11 出現(xiàn)在心墻80m 以上高程段。充分說明，在出現(xiàn)嚴重不均勻沉降的情況下，拱效應表現(xiàn)最嚴重的區(qū)域從心墻突變處向心墻中上部轉移。

根據(jù)以上結果，在壩殼料彈性模量不變時，心墻彈性模量越小，竣工期心墻豎向應力越容易降至靜水壓力以下，拱效應也更加顯著。蓄水后隨著應力的重新分布，壩體變形逐漸趨緩，拱效應持續(xù)減弱，庫水壓力比心墻豎向應力低的情況也得到緩解；隨著蓄水的完成，壩體應力趨于穩(wěn)定，拱效應弱化，觸發(fā)水力劈裂的力學機制基本喪失[5]。

結合工程實踐，無論是施工原因還是拱效應所引發(fā)的心墻壩局部裂縫均普遍存在，此類裂縫在竣工期有些可能會閉合，有些可能會因不均勻沉降而繼續(xù)發(fā)育。但是在蓄水之初，只要因應力重分布而向裂縫充水施壓，便會增大水力劈裂發(fā)生的可能。尤其是拱效應較為嚴重時，壩體變形協(xié)調性降低，裂縫在不均勻沉降作用下發(fā)育，引發(fā)水楔及水力劈裂。

4 結 論

綜上所述，黏土心墻壩抗水力劈裂特性主要受到土料含水率、干密度、試樣厚度及水壓力加載速率的影響，通過以上因素的合理取值，可有效抵御土石壩水力劈裂的發(fā)生；均質試樣在不同試驗條件下均不會發(fā)生水力劈裂，而裂縫試樣在較高水壓力、較低含水率、較大干密度、較薄試樣厚度下發(fā)生水力劈裂的可能性較大。但均質試樣在工程實踐中幾乎不存在。若考慮拱效應的作用，對于工程實際而言，應通過降低水壓力和土料干密度、提升土料含水率及壩體厚度，加強施工過程控制，避免拱效應引發(fā)水平裂縫，防止水力劈裂現(xiàn)象的發(fā)生。