定向爆破堆石坝应力变形特性研究

2020-10-24黄志鸿孙晓宁马春辉

水利水运工程学报 2020年5期

黄志鸿，杨杰，程琳，孙晓宁，马春辉

(1.西安理工大学省部共建西北旱区生态水利国家重点实验室，陕西西安 710048；2.中国电建集团成都勘测设计研究院有限公司，四川成都 610072；3.西安水务（集团）石砭峪水库管理有限公司，陕西西安 710100)

随着国内外水力水电资源的不断开发，堆石坝凭借良好的安全性、经济性及对地形条件的强适应性，已成为目前高坝大库的首选坝型之一，目前正向300 m 级高度发展[1]。定向爆破堆石坝是堆石坝早期的施工方式之一，具有坝体填筑工程投资少、施工进度快、抗震性强[2]等优点。近年来，作为介于自然形成与人工控制的特殊坝型，定向爆破堆石坝的运行性态再次引起了人们的关注与重视。众多学者将定向爆破堆石坝的设计思想与运行管理经验，用于尾矿坝、水土保持及防灾减灾等工程建设中，同时也为滑坡、堰塞湖、弃渣坝及软岩筑坝等新课题提供了借鉴。

国内外众多学者针对定向爆破堆石坝的工程地质、爆破、防渗、运行开展了一系列的试验与观测研究：陶忠平[3]研究了地质因素与定向爆破间的相互影响；高荫桐等[4]通过综合分析地质条件、爆破方案和爆破参数等诸多影响因素，提出了一套定向爆破筑坝系统设计体系；Korchevskiy 等[2]通过大量的研究实例证明了定向爆破堆石坝良好的抗震性能；陈斌林等[5]通过直接开挖坝体探井，研究了坝体结构特性，探讨了爆破坝渗透稳定机理；王葆沂[6]提出了定向爆破坝的防渗原则，以及适用于定向爆破坝的防渗形式；Evans 等[7]结合定向爆破堆石坝，分析了将堰塞湖转为蓄水坝的可行性；卢建华等[8]研究了我国定向爆破堆石坝的病害特点和加固技术；文献[9]通过无损检测技术及三维有限元分析，全面分析了KambarataⅡ级定向爆破堆石坝的稳定性。

上述研究涉及爆破堆石坝的爆破参数、防渗设计和运行管理等方向，但受到当时计算分析技术的限制，关于定向爆破堆石坝的应力变形等特性的研究鲜有涉及。众多研究[10-11]表明，坝体防渗结构中的任何裂缝都将弱化防渗系统甚至威胁大坝安全。在爆破堆石体的长期、不均匀及较大沉降作用下，防渗结构的应力变形特性可能出现明显变化，导致其易于损坏。因此，有必要结合爆破堆石坝的实际运行情况和数值仿真手段，对爆破堆石体及防渗结构的应力变形特性进行分析。本文以某定向爆破堆石坝为例，通过建立三维有限元模型，对定向爆破堆石坝在不同阶段下的应力变形特性进行分析，探讨定向爆破堆石坝堆石体和防渗结构的应力变形规律，以期为松散堆石体的力学特性研究提供参考。

1 材料与研究方法

大坝应力变形数值计算结果的可靠性在很大程度上取决于材料本构模型。目前，常见的本构关系理论包括非线性弹性理论、弹塑性理论和黏弹塑性理论[12]。邓肯-张E-B 模型由于其参数简单及具有相对明确的物理意义，被广泛运用于描述堆石体的力学行为。通过与实测资料比较，邓肯-张E-B 模型能够比较好地模拟爆破堆石体的应力变形特性，所得计算结果也较为合理[9,13-14]。本文中爆破堆石体主要由花岗岩组成，与堆石料力学特性较为相似，因此，本次定向爆破堆石坝的堆石体、防渗体均采用E-B 本构模型。模型以切线弹性模量 Et和切线体积模量 Bt作为计算参数。其中切线弹性模量表达式为：

式中： K， n分别为切线模量基数和切线模量指数，由试验确定； Pa为单位大气压； Rf为破坏比； c为材料凝聚力； φ为材料内摩擦角；σ1与σ3分别为第一主应力与第三主应力，由试验确定。

切线体积变形模量：

式中： Kb为体积模量数； m为模量指数。

对于卸荷或再加荷情况，采用回弹模量 Eur进行计算：

式中： Kur为卸荷模量基数； nur为卸荷模量指数。

2 某定向爆破堆石坝基本情况

2.1 大坝坝体概况

本文依据某定向爆破堆石坝工程资料，分析定向爆破堆石坝不同阶段下的应力变形特性，探讨定向爆破堆石坝的应力变形规律。坝址处为U 形河谷，河床宽70～90 m，河底高程649.50 m，河床纵比降3%。两岸地势陡峻，左岸平均坡度为55°，山体高250～300 m，为设计坝高的3～4 倍，山体雄厚；右岸山体高150～200 m，平均坡度为46°，山体宽约100 m。两岸山麓坡积层厚5～33 m。定向爆破堆石坝的最大坝高为85 m，坝长265 m，顶宽7.5 m，兴利设计总库容2.81×107m3。爆破总装药量1 589 t，爆破方量2.36×106m3，上坝方量144 万m3，上坝率60.7%，上坝单位耗药量为1.058 kg/m3。大坝上游坝坡为1∶1.70～1∶2.25，下游坝坡为1∶1.85～1∶20，底宽370 m。大坝从底部到顶部主要可以划分为以下几个部分：①自然堆积体，由冲积物和坡积物组成，为大坝基础，分布在高程679～655 m 以下，平均厚度为14～15 m，主要是花岗岩大漂石、卵石冲积物及坡积物。②爆破堆石体，由两岸岩体定向爆破构成，以晚古生代细中粒结构片麻花岗岩为主，分布在700～658 m 高程以下，爆破堆积体平均高度57.3 m。实测坝体平均孔隙率为24.5%。③人工堆石体，主要为爆破体余料及坡积土，人工堆石以10 m 高差端头推进，粗细颗粒分离严重，未进行碾压处理，结构松散，实测人工堆石平均孔隙率达32%，分布在爆破体以上。大坝典型横断面见图1。

图1 某定向爆破堆石坝横剖面示意（单位： m）Fig.1 Cross section of a blast-fill dam（unit：m）

2.2 大坝监测系统布置

坝体沉降主要采用二等水准测量进行沉降量监测。在平行于坝轴线的坝体顶部及上下游坡面布置9 个沉降监测纵断面，共布置沉降监测点70 个。在水库大坝上游左右岸坚固岩石上各设有1 个墩式钢筋混凝土结构的校核基点。大坝沉降监测测点布置情况见图2。

3 定向爆破堆石坝的数值计算模型构建

3.1 数值计算模型及加载过程

根据大坝的设计图纸和爆破前后地形资料，建立大坝三维有限元模型，分为坡积物、爆破堆石、人工堆石和沥青混凝土斜墙四部分，模型的三维有限元网格剖分见图3。根据地质条件，模型基础取至指定基岩面上限，整个大坝结构共剖分单元78 232 个，节点总数86 394 个，所有部位均采用八节点六面体等参单元模拟。有限元模型顺河向为X 轴，指向下游为正，竖直向为Y 轴，竖直向上为正；坝轴线为Z 轴，指向右岸为正。假设基岩无变形，模型底部边界施加固定约束，侧面边界施加相应的法向约束，蓄水后，水荷载按面力施加在上游沥青混凝土斜墙上。

3.2 分级加载及计算参数

结合该定向爆破堆石坝的施工特点，模拟坝体施工全过程和水库分期蓄水过程。有限元模型加载步骤分为15 级：第1 级为坝基自然堆积体，第2 级为爆破堆石体，第3～7 级为人工堆石体；第8～9 级为沥青混凝土防渗斜墙；第9～15 级为分期蓄水，最终蓄水至正常蓄水位731.00 m。

本次定向爆破堆石坝的堆石体、防渗体均采用E-B 本构模型，坝体材料参数根据现场取样经试验得到[14]，各区材料参数及物理力学指标见表1。

图3 三维有限元计算模型Fig.3 Finite element meshing model

表1 坝体材料的物理力学特性参数Tab.1 Parameters of calculation model

4 应力变形特性分析

结合实测数据与数值模拟方法对爆破堆石体、坝体结构及防渗结构的应力变形展开分析，分别对3 种计算工况下的0+150、0+200、0+250 典型横断面进行整理分析，计算断面位置如图2所示。

4.1 爆破堆石体特性分析

爆破堆石体通过一次瞬间爆破填筑完成，是定向爆破堆石坝区别于常规大坝的主要区域，其表现出的应力变形特性规律也与常规大坝坝体不同。不同断面的应力变形计算值见表2，爆破完成后河床中部的0+200 断面的位移与应力等值线见图4～5。

表2 爆破完成后典型断面爆破堆石体应力、变形计算值Tab.2 Stresses and deformations of blasting rockfills with typical sections after blasting

图4 爆破完成后0+200 横断面爆破堆石体的位移等值线（单位：m）Fig.4 Deformation contour map of cross section 0+200 after blasting (unit: m)

图5 爆破完成后0+200 横断面爆破堆石体的应力等值线Fig.5 Stress contour map of cross section 0+200 after blasting

由图4 可见，不同于常规坝体的最大沉降位于坝体2/3 部位，爆破堆石体最大沉降发生在堆石体顶部。由于定向爆破堆石体是在爆破作用下瞬间填筑完成，为一次瞬时加载，因此爆破堆石体的沉降出现为顶部最大、底部最小的分布。

根据有限元计算结果，爆破完成后最大沉降计算值为0.78 m，位于坝体最大断面（0+200 m 断面）处的爆破堆石顶部偏上游的位置。通过对1973 年5 月至1974 年10 月的爆破堆石体沉降监测资料进行分析，得知最大沉降发生在上游S8 测点处，最大沉降为0.69 m。爆破堆石体的有限元沉降值、分布规律与实测资料基本相同，表明本文所建立的数值模型能够较好地模拟爆破堆石体的应力变形特性。

图5 为0+200 断面爆破堆石体最大主应力及应力水平计算结果，最大主应力值为0.90 MPa，位于覆盖层中部。最小主应力等值线分布与最大主应力等值线图相似，最小主应力的最大值为0.31 MPa。最大应力水平值出现在坝体断面的爆破堆石下部位置，爆破堆石体整体应力水平均在0.40 以下，表明爆破堆石体的抗压性能良好。

表3 列出了实测的爆破堆石体不同区域内压缩层厚度及压缩模量均值统计结果。由表3 可知，爆破堆体上游侧各测点的平均沉降量为509 mm，约为其他两区域的2 倍，而其平均压缩层厚度最小，可见压缩性最大，且浸水湿化变形最为明显。爆破堆石体的总平均压缩模量为91.8 MPa，爆破堆体平均压缩模量大致相当于西北口坝和水布垭面板堆石坝；爆破堆石体上游侧大致相当于巴西阿里埃坝和天生桥一级面板坝，比株树桥面板堆石坝软岩稍强；爆破堆石体坝轴附近大致相当于洪家渡坝和三板溪坝[15]；爆破堆石体下游侧相当于紫坪铺面板堆石坝、澳大利亚塞萨纳大坝、哥伦比亚戈里拉斯坝[16-17]。同时根据多个工程的爆破堆积体材料取样分析结果[6,18]，爆破堆积体下部颗粒级配连续，密实度超过或持平于碾压堆石坝压实度。其主要原因是，在爆破过程中，岩体在短时间内经历了高速冲击、破碎、抛掷、堆积、碰撞等过程，对坝基和堆积体均有巨大的夯实压密作用，并与岸坡表层土、坝基坡积层、坝基覆盖层相混掺，形成密实度较高、颗粒级配连续的坝体材料。

表3 爆破堆石体不同区域内压缩层厚度及平均压缩模量统计Tab.3 Statistic of compression layer thickness and average compression modulus for blasting rockfill

4.2 爆破堆石坝结构特性分析

爆破完成后，在爆破堆石体的基础上填筑人工堆石，随后分期蓄水，最终蓄水至正常蓄水位731.00 m。表4 为不同工况下典型断面应力、位移计算值，以正常蓄水期0+200 断面的应力与位移等值线图（见图6～7）为例进行分析说明。

表4 不同工况下典型断面应力、位移计算值Tab.4 Stresses and deformations of blast-fill dam with typical sections

图6 731.00 m 水位下0+200 横断面位移等值线（单位：m）Fig.6 Deformation contour map of cross section 0+200 at 731.00 m water level (unit: m)

图7 731.00 m 水位下0+200 横断面最大、最小主应力等值线Fig.7 Stress contour map of cross section 0+200 after blasting

4.2.1 沉降变形分析不同工况及断面的坝体变形分布规律大致相同。731.00 m 水位下0+200 横断面沉降等值线如图6（a）所示，由图可知整个爆破堆石坝坝体的最大沉降量仍出现在爆破堆石体的顶部，主要原因是该大坝坝体下部及中部为爆破堆石，为一次性加载。由表4 可知，竣工期最大沉降值为1.17 m，蓄水期最大沉降值为1.19 m，均位于坝体最大断面爆破堆石顶部。最大沉降值占最大坝高的1.4%。爆破堆石及坡积物的可压缩性是其产生较大沉降的主要原因。蓄水阶段，在上游沥青混凝土斜墙面上的水荷载、堆石体自重、堆石蠕变和水渗透引起的湿化变形等因素影响下，堆石体产生了连续不断的徐变。

4.2.2 水平位移分析由表4 可知，3 个典型横断面在竣工期、蓄水期的水平位移分布规律基本相同，下游侧坝体的水平位移朝向下游，上游侧坝体的水平位移朝向上游。随着蓄水期水位的上升，坝体水平位移等值线的分布发生了较明显改变，逆流向水平位移逐渐减小，顺流向的位移逐渐增大。上述分析表明水荷载对上游的堆石体变形有一定的影响，对坝体中部及下游影响较小，且主要产生顺流向位移。

4.2.3 应力分析由表4 可知，随着蓄水期水位的升高，从两岸到坝中心的最大、最小主应力逐渐增大。图7（a）显示731.00 m 水位下0+200 横断面最大主应力等值线，在731.00 m 水位下，主应力值自坝顶向下非均匀增大，至坝基基础坡积物最底端中部位置出现最大值。由图7（b）可见，最大应力水平均位于坝体断面的中部靠下位置。坝体应力水平均在0.50 以下，不易发生剪切破坏，坝体整体稳定[19]。

4.3 防渗结构应力变形分析

表5 不同水位下沥青混凝土斜墙应力、位移计算值Tab.5 Stresses and deformations of asphalt concrete wall under different water levels

坝体防渗结构的可靠性是爆破堆石坝重点关注的问题。在爆破堆石体的长期、不均匀及较大沉降作用下，防渗结构的应力变形特性将出现明显变化，导致其易于损坏，引发渗漏破坏，威胁大坝安全。因此，分别对3 种计算水位下的沥青混凝土斜墙应力、位移极值进行研究，沥青混凝土斜墙的应力变形见表5。

4.3.1 斜墙变形数值计算的沥青混凝土斜墙竖直位移等值线如图8（a）所示，水位731.00 m 时，斜墙最大竖直位移为1.05 m，出现在700.00 m 高程处反弧段。斜墙实测变形最大值为1.15 m，最大沉降差大约为0.1 m。由于数值计算模型并未考虑材料的流变特性，数值计算所得最大沉降小于实测值。图8（b）为实测的斜墙数值变形等值线，通过与图8（a）对比，可以看出沉降分布规律与实测结果大致相同，而且数值结果也较为接近，说明数值模型所采用的材料参数正确合理。

图8 731.00 m 水位下沥青斜墙竖直位移等值线（单位：m）Fig.8 Deformation contour map of asphalt concrete wall at 731.00 m water level (unit: m)

4.3.2 应力 720.00 m 水位下沥青斜墙最大主应力等值线如图9（a）所示，斜墙在720.00 m 水位作用下，670～680 m 高程中部出现最大主应力极值（1.11 MPa）为压应力，且有较大面积的压应力超过0.5 MPa，最小主应力极值为0.65 MPa。对照沥青混凝土力学性质试验研究成果[7,20]，其初始抗压强度为0.505 MPa，故有很大面积的斜墙已开始压坏，有少部分压应力达到初始抗压强度的2 倍，已完全压碎，与1992 年观测到92-01 号裂缝的位置一致。图9（b）为720.00 m 水位下沥青斜墙拉应力等值线图，在700.00 m 平台以下的反弧处，小主应力的最小值为拉应力（为0.97 MPa），试验抗拉强度为0.35 MPa，拉应力已达到抗拉强度的2.7 倍。图10 为大坝防渗斜墙历年漏水部位平面图，与图9（b）对比，该位置也是1993 年观测到的93-01 号沉陷坑和93-02 号塌坑的位置。斜墙反弧处拉裂的主要原因为：反弧段下部有一层厚的坡积、崩积土石组成的松散杂填土，密实度不一，易产生不均匀沉降；同时反弧中心应力集中，反弧顶受拉，易沿着斜墙结构薄弱面发生拉张变形，产生裂缝。随后，库水沿裂缝劈入，基础发生渗流破坏，细颗粒被带走，形成空洞。

若蓄水到正常高水位731.00 m，则沥青混凝土斜墙最大主应力达1.93 MPa，沥青混凝土将严重压碎。在反弧处出现的拉应力为1.12 MPa，拉裂情况与720.00 m 水位相同。基于上述原因，该水库长期处于低水位运行。在2004 年除险加固时，针对大坝的裂缝、塌坑及坝体渗漏量大等问题进行处理，对斜墙基础进行浅层充填灌浆及在斜墙上铺设复合土工膜，改善了防渗效果[21]。