葉巴灘高拱壩壩肩穩(wěn)定分析及其加固效果評(píng)價(jià)

張 芮 瑜，陳 媛，張 林，劉 子 安，楊 寶 全，董 建 華，張 沖

(1.四川大學(xué) 水力學(xué)與山區(qū)河流開發(fā)保護(hù)國(guó)家重點(diǎn)實(shí)驗(yàn)室，四川 成都 610065； 2.四川大學(xué) 水利水電學(xué)院，四川 成都 610065； 3.中國(guó)電建集團(tuán)成都勘測(cè)設(shè)計(jì)研究院有限公司，四川 成都 610072)

在水電工程建設(shè)中，拱壩作為一種常見的水工建筑物，具有良好的超載能力、安全性及經(jīng)濟(jì)性等特點(diǎn)。我國(guó)已建或在建的高拱壩工程，如錦屏一級(jí)、小灣、溪洛渡、烏東德，白鶴灘、葉巴灘等，普遍具有壩址區(qū)蝕變帶、斷夾層、節(jié)理裂隙、軟弱結(jié)構(gòu)面發(fā)育等復(fù)雜地質(zhì)構(gòu)造的特點(diǎn)[1-3]，壩基及壩肩的適當(dāng)處理關(guān)乎大壩的整體穩(wěn)定安全性，尤其對(duì)于壩高超過(guò)200 m的特高拱壩，需要對(duì)專門的問(wèn)題進(jìn)行研究[4]。

當(dāng)前，國(guó)內(nèi)外對(duì)高拱壩壩基壩肩加固處理開展了很多重要研究并取得大量研究成果[5-7]。其整體穩(wěn)定安全性分析方法主要包括原型觀測(cè)法、數(shù)值計(jì)算法及地質(zhì)力學(xué)模型試驗(yàn)法。胡波[8]等基于原型監(jiān)測(cè)，分析評(píng)價(jià)了小灣特高拱壩壩肩軟弱帶置換效果；楊強(qiáng)[9]等采用有限元軟件獲得拱壩壩肩破壞形態(tài)、過(guò)程并對(duì)整體穩(wěn)定安全進(jìn)行分析；劉耀儒[10]等采用地質(zhì)力學(xué)模型法對(duì)小灣拱壩壩體裂縫對(duì)受力及穩(wěn)定的影響進(jìn)行研究；張林[11]等采用地質(zhì)力學(xué)模型試驗(yàn)法，獲得拱壩壩肩失穩(wěn)的破壞過(guò)程、破壞形態(tài)、破壞機(jī)理及整體穩(wěn)定安全度。以上3種方法對(duì)高拱壩的整體穩(wěn)定性分析具有重要參考價(jià)值。原型觀測(cè)屬于事后觀測(cè)，難以對(duì)高拱壩穩(wěn)定進(jìn)行預(yù)測(cè)并提前采取加固措施。有限元分析廣泛應(yīng)用于多種行業(yè)的工程數(shù)值模擬與計(jì)算機(jī)輔助工程中，具有重要的工程意義。由于高拱壩所處的地質(zhì)環(huán)境、地應(yīng)力條件通常十分復(fù)雜，通過(guò)地質(zhì)力學(xué)模型試驗(yàn)研究高拱壩的安全穩(wěn)定，能夠模擬壩肩復(fù)雜地質(zhì)構(gòu)造，直觀顯示壩肩的破壞區(qū)域及薄弱環(huán)節(jié)，同時(shí)能夠考慮到多種因素對(duì)壩肩穩(wěn)定的影響，是解決復(fù)雜地質(zhì)條件下壩基壩肩穩(wěn)定分析的重要手段[12-13]。實(shí)際工程建設(shè)中，往往結(jié)合多種方法研究高拱壩的穩(wěn)定性，相互驗(yàn)證、互為補(bǔ)充。

葉巴灘高拱壩壩基、壩肩地質(zhì)條件復(fù)雜，穩(wěn)定安全問(wèn)題突出。針對(duì)該問(wèn)題，本文開展了數(shù)值與物理模擬分析壩肩加固處理效果的研究。首先，基于有限元數(shù)值計(jì)算分析葉巴灘拱壩在天然地質(zhì)條件下的壩肩穩(wěn)定性，揭示其壩肩薄弱環(huán)節(jié)，并針對(duì)性提出加固措施，對(duì)加固后的葉巴灘壩肩整體穩(wěn)定性進(jìn)行有限元計(jì)算及三維地質(zhì)力學(xué)模型試驗(yàn)。通過(guò)對(duì)比分析獲得拱壩壩肩變形特性、失穩(wěn)破壞過(guò)程、破壞形態(tài)與破壞機(jī)理，對(duì)壩肩整體穩(wěn)定安全性及加固措施的有效性進(jìn)行分析評(píng)價(jià)。

1 工程概況及地質(zhì)條件

葉巴灘水電站位于四川省白玉縣與西藏貢覺縣境內(nèi)，是金沙江上游重要梯級(jí)電站。電站正常蓄水位為2 889 m，電站裝機(jī)容量2 240 MW，年發(fā)電量102.36億kW·h。電站樞紐建筑物由混凝土擋水建筑物、泄洪消能建筑物及引水發(fā)電三大系統(tǒng)組成。混凝土雙曲拱壩壩高217 m，壩頂高程2 894 m。壩址區(qū)為典型的“V”形河谷，河谷狹窄，兩岸總體較為對(duì)稱，壩區(qū)巖性相對(duì)均一且結(jié)構(gòu)較完整。葉巴灘地質(zhì)平面圖如圖1所示。

圖1 葉巴灘水電站地質(zhì)平面Fig.1 Geological plan of Yebatan Hydropower Station

葉巴灘拱壩壩址區(qū)破裂結(jié)構(gòu)面發(fā)育，斷層破碎帶寬度大于1 m的Ⅱ級(jí)結(jié)構(gòu)面主要有F1，F(xiàn)2，F(xiàn)3，F(xiàn)4等4條，延伸長(zhǎng)度數(shù)百米至數(shù)千米；Ⅲ級(jí)、Ⅳ級(jí)結(jié)構(gòu)面約460條，延伸長(zhǎng)度數(shù)十米至數(shù)百米。影響壩肩穩(wěn)定的主要不利地質(zhì)構(gòu)造有：左右岸及河床位置分布的貫穿性伴生斷層F1、F2，其在河床壩基部位埋深較淺，距離壩踵較近；兩岸壩肩及抗力體發(fā)育有f24，f22，F(xiàn)3，f29等斷層，f24斷層在建基面2 840～2 860 m高程出露，與F2，f21，f7等結(jié)構(gòu)面相互切割，削弱了兩岸抗力體的完整性；f22斷層斜切左岸壩肩，在拱壩左岸建基面的2 870～2 880 m高程出露，與擠壓帶g23-4及優(yōu)勢(shì)節(jié)理裂隙J5-2組合形成滑移塊體；f 29斷層在建基面2 810～2 820 m高程出露，走向及所處位置對(duì)右壩肩不利，是右壩肩整體穩(wěn)定的控制性斷層，并與優(yōu)勢(shì)節(jié)理裂隙J5-3組合形成滑移塊體，存在滑移失穩(wěn)的趨勢(shì)。F3斷層延伸長(zhǎng)度大于1 000 m，泥化條帶連續(xù)發(fā)育、厚度大。這些地質(zhì)缺陷影響壩基變形和壩肩抗滑穩(wěn)定性，對(duì)拱壩及地基的整體穩(wěn)定產(chǎn)生不利影響。壩址區(qū)巖體及結(jié)構(gòu)面物理力學(xué)參數(shù)如表1所示。

表1 葉巴灘拱壩壩址區(qū)巖體和結(jié)構(gòu)面主要物理力學(xué)參數(shù)Tab.1 Main mechanical parameters of rock mass and structure planes at dam site of Yebatan arch dam

2 天然地基條件下有限元計(jì)算分析

2.1 有限元計(jì)算模型

葉巴灘拱壩及壩肩巖體三維有限元模型如圖2所示。其模擬范圍為：以拱壩壩底軸線為中心，往上游約1.5倍壩高，往下游約2.5倍壩高，往左右兩岸各約2倍壩高，往地基方向約1倍壩高，往壩頂方向模擬至3 050 m高程，下距壩頂156 m。模擬范圍為962 m×760 m×600 m(橫向×縱向×高度)。模型x方向坐標(biāo)為橫河向，向左岸為正；y方向坐標(biāo)為順河向，向上游為正；z方向坐標(biāo)為豎直向，向壩頂為正。計(jì)算模型為理想彈塑性模型，地基及巖體采用D-P準(zhǔn)則，計(jì)算模型共離散為161 836個(gè)節(jié)點(diǎn)和146 281個(gè)六面體單元，模擬的斷層和軟弱夾層主要有：F2(F1)、F3、f 24、f 22、f 29，斷層及巖體計(jì)算參數(shù)同表1。

圖2 葉巴灘拱壩三維有限元模型Fig.2 3D FEM model of Yebatan arch dam

有限元計(jì)算采用超載法，主要考慮超標(biāo)洪水對(duì)工程的影響[14-16]。超載法評(píng)價(jià)中將大壩發(fā)生初裂、非線性大變形以及極限破壞時(shí)的安全系數(shù)分別用起裂超載安全系數(shù)K1、非線性變形超載安全系數(shù)K2、極限超載安全系數(shù)K3來(lái)表示，反映大壩在一定荷載作用下，大壩與基礎(chǔ)聯(lián)合作用抵抗荷載的能力[13]。作用荷載主要為自重及上游水壓力，忽略下游水壓力及溫度荷載，在壩體上游面施加正常水荷載(1P0)，模擬壩體壩肩在正常工況下的運(yùn)行情況，并以0.1P0步長(zhǎng)逐步超載，直至計(jì)算不收斂或出現(xiàn)塑性貫通，壩與地基出現(xiàn)整體失穩(wěn)破壞。

2.2 計(jì)算結(jié)果分析

2.2.1壩體變位

壩體的順河向以向下游變位為主，壩體的最大變位發(fā)生在壩頂拱冠梁處，符合拱壩壩體變位規(guī)律。選取順河向變位值最大的壩頂2 894 m高程為典型高程平面，分別獲取左右拱端、左右半拱及拱冠梁下游面順河向位移值，如圖3所示。正常工況下，即KP=1.0時(shí)，左右半拱順河向變位基本一致，壩體變位對(duì)稱性較好；進(jìn)入超載階段，隨超載系數(shù)KP增加，壩體順河向變位進(jìn)入非線性變化，壩體右半拱順河向變位值逐漸大于左半拱；當(dāng)KP=7.0時(shí)，壩體變形較大且不對(duì)稱性較明顯，右半拱順河向變位與左半拱變位差為113.2 mm。

圖3 不同超載倍數(shù)下2 894 m高程拱圈下游面順河向位移δy分布曲線Fig.3 Distribution curves of displacement along river on downstream dam surface at EL.2 894 m under different overloading coefficient

2.2.2壩肩變位

在2 790～2 870 m高程附近，壩肩橫河向和順河向變位值都相對(duì)其它高程較大。沿拱推力方向選取2 790 m高程的左、右壩肩各5個(gè)典型測(cè)點(diǎn)，研究在拱推力傳遞方向的壩肩及主要結(jié)構(gòu)面的變形特性。壩肩典型測(cè)點(diǎn)位置及順河向變位與超載系數(shù)的關(guān)系如圖4所示。從變位分布整體上看，左、右壩肩位移值在拱端附近最大，往遠(yuǎn)離拱端方向逐步遞減，并隨超載倍數(shù)增加而增大。但隨著超載倍數(shù)的增加，右岸拱端附近巖體順河向變位增長(zhǎng)較左岸拱端附近巖體快，呈現(xiàn)出變位不對(duì)稱現(xiàn)象，與壩體在超載后期變位不對(duì)稱相一致。斷層f29及斷層f24兩側(cè)變位相差較大，斷層強(qiáng)度參數(shù)低，巖體完整性較差，對(duì)拱推力的傳遞造成影響。

圖4 壩肩典型測(cè)點(diǎn)順河向位移δy與超載系數(shù)KP關(guān)系曲線Fig.4 Typical curves of displacement along river δy vs.overloading factor KP

在正常工況下，左右壩肩斷層兩側(cè)典型測(cè)點(diǎn)位置及位移值如圖5所示。由圖5可知：左壩肩f24斷層2號(hào)測(cè)點(diǎn)順河向及橫河向位移均大于3號(hào)測(cè)點(diǎn)，f22斷層4號(hào)測(cè)點(diǎn)橫河向往山體里變位，5號(hào)測(cè)點(diǎn)橫河向往河床變位，且順河向位移小于4號(hào)測(cè)點(diǎn)。由此可見，以上兩個(gè)斷層均有相對(duì)錯(cuò)動(dòng)，對(duì)壩肩抗滑穩(wěn)定性影響較大；右壩肩f29斷層6號(hào)、7號(hào)測(cè)點(diǎn)橫河向均向山體里變位，順河向均向下游變位，但兩測(cè)點(diǎn)位移值相差較大，斷層兩側(cè)的巖體存在相對(duì)錯(cuò)動(dòng)。F3斷層距拱端較遠(yuǎn)，受到的剪切與擠壓作用不大，變位值較小，對(duì)壩肩抗滑穩(wěn)定性影響較小。另一方面，斷層F2順河向變位在壩基高程2 677 m最大，并隨著超載倍數(shù)增大，斷層兩側(cè)測(cè)點(diǎn)順河向位移差值明顯增大，且F2距離壩踵較近，對(duì)壩基防滲有一定影響。

2.2.3塑性區(qū)發(fā)展

在正常工況KP=1.0時(shí)，壩基附近沒(méi)有塑性區(qū)產(chǎn)生，各斷層受擠壓局部進(jìn)入塑性狀態(tài)；當(dāng)KP=1.3時(shí)，壩基上游側(cè)出現(xiàn)塑性區(qū)，壩體底部附近的斷層F2出現(xiàn)較明顯的塑性區(qū)分布；當(dāng)KP=3.0時(shí)，壩基下游側(cè)出現(xiàn)塑性區(qū)分布，壩基上游側(cè)及F2斷層的塑性區(qū)擴(kuò)大；當(dāng)KP=4.0時(shí)，壩體下游面左右拱端出現(xiàn)塑性區(qū)，壩基上游側(cè)塑性區(qū)與斷層F2的塑性區(qū)連通；當(dāng)KP=5.0時(shí)，壩體上下游面的塑性區(qū)連通，壩基塑性區(qū)擴(kuò)大；當(dāng)KP=6.0～7.0時(shí)，塑性區(qū)在壩體、壩肩迅速發(fā)展，最終壩體大部分進(jìn)入塑性區(qū)，壩肩上下游塑性貫通，此時(shí)壩體破壞。

圖5 正常工況下兩岸壩肩結(jié)構(gòu)面附近測(cè)點(diǎn)及位移值(KP=1.0)Fig.5 Displacement of measure points near structural planes in both abutments under normal condition as KP=1.0

綜合分析天然地基條件下塑性區(qū)發(fā)展過(guò)程，結(jié)合壩體及壩肩、斷層變位等情況，得出天然地基下葉巴灘拱壩超載安全系數(shù)為：K1=1.3，K2=3.6～3.8，K3=7.0。計(jì)算所得典型高程平切面等效塑性應(yīng)變值分布如圖6所示，其中灰色為超過(guò)最大值0.8×10-3部分。由圖可知，塑性區(qū)主要分布在靠近拱端壩肩位置，右壩肩f29斷層及左壩肩f24斷層附近塑性應(yīng)變值較大，破壞程度較嚴(yán)重。

2.3 壩肩穩(wěn)定性及加固處理措施

由不同超載倍數(shù)下變位情況及塑性區(qū)發(fā)展可知：由于兩岸壩肩內(nèi)發(fā)育的斷層強(qiáng)度較低，與節(jié)理裂隙相互交錯(cuò)，破壞了壩肩抗力體的完整性，使拱推力的傳遞受阻，對(duì)壩肩變形影響較大。斷層f29走向及所處位置對(duì)右壩肩不利，其承受拱推力較大，巖體強(qiáng)度低，在荷載作用下容易受壓變形，進(jìn)而導(dǎo)致右半拱及右壩肩的變位明顯較左岸變位大。并且斷層f24、f29在建基面附近出露，影響壩體的受力及變形性態(tài)。從f24、f29斷層兩側(cè)巖體受力后位移方向上看，在左、右壩肩拱推力較大區(qū)域有向河谷滑移趨勢(shì)，結(jié)構(gòu)面兩側(cè)產(chǎn)生相互錯(cuò)動(dòng)，對(duì)拱壩的抗滑穩(wěn)定性產(chǎn)生不利影響。斷層F2距離壩踵較近，對(duì)壩基防滲有一定影響，且斷層寬度大、性狀差、變形模量低，壩基局部變形較大，需結(jié)合壩肩變形穩(wěn)定和壩基防滲進(jìn)行綜合處理。綜上可知，壩肩附近存在的多條斷層，由于斷層強(qiáng)度低，承受拱推力荷載較大，產(chǎn)狀及位置對(duì)拱壩的抗滑穩(wěn)定性不利，成為了影響葉巴灘拱壩壩肩整體穩(wěn)定的薄弱環(huán)節(jié)。

圖6 不同超載系數(shù)下2 790 m高程平面塑性破壞區(qū)域Fig.6 Plastic failure zone of arch dam and abutment at EL. 2 790 m under different overloading factor

針對(duì)天然壩基的這些薄弱環(huán)節(jié)，對(duì)葉巴灘拱壩壩基、壩肩進(jìn)行加固處理：對(duì)F2斷層在壩基出露處附近進(jìn)行混凝土置換，對(duì)右岸壩肩斷層f29在建基面出露的2 790～2 840 m高程附近進(jìn)行混凝土刻槽置換，對(duì)左岸壩肩斷層f24在建基面出露的2 830～2 890 m高程附近進(jìn)行混凝土刻槽置換。葉巴灘拱壩壩肩加固措施如圖7所示。

圖7 壩肩加固處理措施Fig.7 Reinforcement of dam abutment

3 加固后的壩肩穩(wěn)定性分析及加固效果評(píng)價(jià)

3.1 有限元數(shù)值計(jì)算

加固地基條件下，有限元計(jì)算除增加加固處理措施外，計(jì)算條件與天然地基條件下一致。加固后，不同超載倍數(shù)下2 894 m高程壩體左右拱端、左右半拱及拱冠梁下游面順河向位移如圖8所示。總體上看，拱壩壩體變位減小，在不同超載倍數(shù)下，左、右半拱位移差值均有所減小，減小率約25%～30%，表明壩體變位左右對(duì)稱性得到改善。加固前后各典型高程拱冠梁順河向位移如圖9所示。當(dāng)KP=1.0時(shí)，壩頂拱冠梁位移減小5.6%，底部位移減小5.6%；當(dāng)KP=3.0時(shí)，壩頂拱冠梁位移減小6.24%，底部位移減小7.57%；當(dāng)KP=5.0時(shí)，壩頂拱冠梁位移減小6.61%，底部位移減小8.45%；KP=7.0時(shí)，壩頂拱冠梁位移減小7.8%，底部位移減小9.6%。

圖8 加固后2 894 m高程拱圈下游面順河向位移δy分布曲線Fig.8 Distribution curves of displacement along riverδy on downstream dam surface at EL.2 894 m after reinforced

圖9 加固前后典型高程拱冠梁順河向位移δy對(duì)比Fig.9 Comparison of displacement along river δy of crown cantilever at typical elevation before and after reinforced

正常工況下，壩肩巖體位移減小較明顯：天然地基條件下最大順河向位移為24.1 mm；加固地基條件下最大順河向位移為21.3 mm，減少11.6%。天然地基條件下左右壩肩最大橫河向位移分別為9.5，8.2 mm；加固地基條件下左、右壩肩最大橫河向位移分別為8.2，7.4 mm，位移值分別減少13.7%，26.0%。加固后，斷層附近橫河向及順河向變位減小，且斷層兩側(cè)相對(duì)位移減小，其相對(duì)位移減小率約10%～30%，斷層錯(cuò)動(dòng)現(xiàn)象得到明顯改善，對(duì)增強(qiáng)壩肩抗滑穩(wěn)定效果顯著。拱壩壩肩f29斷層上下游兩側(cè)6號(hào)、7號(hào)測(cè)點(diǎn)的橫河向變位情況如圖10所示。

圖10 加固前后f29斷層橫河向變位δx與超載系數(shù)KP關(guān)系曲線Fig.10 Curves of displacement across river δx near fault f29 vs.overloading factor KP before and after reinforced

3.2 地質(zhì)力學(xué)模型試驗(yàn)

地質(zhì)力學(xué)模型試驗(yàn)需要滿足破壞實(shí)驗(yàn)的相似要求，即幾何、應(yīng)力應(yīng)變、地質(zhì)構(gòu)造面抗剪強(qiáng)度及力學(xué)相似[17-18 ]。本次葉巴灘拱壩地質(zhì)力學(xué)模型試驗(yàn)采用幾何比相似系數(shù)CL=200。根據(jù)相似理論，其他主要相似系數(shù)如下：Cγ=1，Cε=1，Cf=1，Cμ=1，CL=CE=Cσ=CC，CF=CσCL2=CγCL3。其中CE，Cε，Cγ，CL，Cσ，CF分別為變形模量、應(yīng)變、容重、幾何尺寸、應(yīng)力及荷載的相似比，Cμ，Cf和CC分別為泊松比、摩擦系數(shù)及凝聚力的相似比?；炷?、巖體和主要結(jié)構(gòu)面物理力學(xué)參數(shù)由表1通過(guò)相似關(guān)系換算得到。模型模擬范圍除向上游約1倍壩高，其余范圍與有限元計(jì)算模型相同。模型模擬了兩岸地形、主要地質(zhì)條件、貫穿性斷層、左右壩肩及抗力體各類巖體及斷層、節(jié)理裂隙、擠壓破碎帶等。

根據(jù)模型相似材料的物理力學(xué)參數(shù)，本次試驗(yàn)從力學(xué)相似角度開展大量的材料試驗(yàn)，研制出與原型材料相似的模型材料。葉巴灘拱壩模型材料以重晶石粉為主，少量石膏粉為膠結(jié)劑，水為稀釋劑，并摻適量的添加劑等；巖體材料的模擬采用重晶石粉為主，高標(biāo)號(hào)機(jī)油為膠結(jié)劑，并摻入適量添加劑等。試驗(yàn)中，根據(jù)相似原理得到的模型材料參數(shù)，制定多種配比壓制成的巖體試件，使用MTS-815材料特性試驗(yàn)機(jī)進(jìn)行測(cè)試，得到不同配比下各組巖體的強(qiáng)度參數(shù)(cm和fm)及變形模量Em等。并根據(jù)測(cè)試結(jié)果不斷調(diào)整配合比，直至達(dá)到相似要求，確定各類巖體最終配合比。結(jié)構(gòu)面模型材料的研制根據(jù)其抗剪斷強(qiáng)度的相似關(guān)系，采用重晶石粉、機(jī)油及添加劑，并選用不同摩擦系數(shù)的薄膜材料配合使用，實(shí)現(xiàn)對(duì)結(jié)構(gòu)面抗剪斷強(qiáng)度的模擬。

三維地質(zhì)力學(xué)模型試驗(yàn)?zāi)M的荷載與有限元計(jì)算保持一致，上游水荷載采用油壓千斤頂進(jìn)行分層分級(jí)加載。模型試驗(yàn)過(guò)程如下：首先對(duì)模型進(jìn)行預(yù)壓，然后逐步加載至一倍正常水荷載P0，最后按照0.2P0的步長(zhǎng)對(duì)上游水荷載進(jìn)行超載，直到拱壩與地基出現(xiàn)整體失穩(wěn)破壞趨勢(shì)。

加固后的葉巴灘三維地質(zhì)力學(xué)模型試驗(yàn)與有限元計(jì)算得到的變形分布規(guī)律基本一致。試驗(yàn)獲得了壩體壩肩的表面變位、結(jié)構(gòu)面內(nèi)部的相對(duì)變位、壩基壩肩失穩(wěn)過(guò)程及破壞模式等，在壩肩斷層出露處獲得的測(cè)點(diǎn)變位如圖11所示。超載初期，壩肩變位不大，隨超載倍數(shù)的增加，變位值逐步增大。在KP=3.6～4.0時(shí)，大部分壩體變位曲線、應(yīng)變曲線出現(xiàn)較大的波動(dòng)和明顯的拐點(diǎn)，此后測(cè)點(diǎn)變位變化幅度增大。超載系數(shù)KP=5.0時(shí)，模型右壩肩附近測(cè)點(diǎn)135號(hào)位移值為100.0 mm，有限元模型計(jì)算位移值為98.4 mm，物理和計(jì)算模型變位規(guī)律基本一致，變位值相近，相互驗(yàn)證互為補(bǔ)充，研究成果可靠，模型最終破壞形態(tài)如圖12所示。

圖11 模型中斷層出露處順河向變位δy與超載系數(shù)KP關(guān)系曲線Fig.11 Curves of displacement along river δy vs.overloading factor KP at fault outcrop in model test

3.3 穩(wěn)定安全性及加固效果評(píng)價(jià)

有限元計(jì)算結(jié)果顯示：壩基壩肩進(jìn)行加固后，KP=1.5時(shí)，壩基中部高程上游側(cè)出現(xiàn)塑性區(qū)；KP=3.0時(shí)，壩基下游側(cè)出現(xiàn)塑性區(qū)，上游側(cè)塑性區(qū)擴(kuò)大；KP=4.0時(shí)，壩體上游側(cè)和下游側(cè)出現(xiàn)塑性區(qū)；KP=6.0～7.0時(shí)，壩基上下游塑性區(qū)貫通，塑性區(qū)分布范圍擴(kuò)大。數(shù)值計(jì)算及模型試驗(yàn)獲得的葉巴灘拱壩與地基整體穩(wěn)定安全系數(shù)見表2。

圖12 模型最終破壞形態(tài)Fig.12 Final failure pattern of geological model

表2 有限元計(jì)算及模型試驗(yàn)穩(wěn)定安全系數(shù)Tab.2 Safety factors of finite calculation and geomechanical model test

綜合分析有限元計(jì)算及模型試驗(yàn)結(jié)果可知，對(duì)建基面附近出露的斷層F2、f29、f24采取混凝土刻槽置換的處理措施取得了良好的加固效果，主要表現(xiàn)在以下幾方面：① 改善了壩體的受力狀態(tài)，使得壩體左、右岸變位較對(duì)稱，變形協(xié)調(diào)性和一致性得到改善，壩體及壩肩變位均有所減??；② 壩肩和壩基塑性破壞范圍減小，壩肩槽破壞主要集中在未進(jìn)行混凝土置換的區(qū)域和靠上游側(cè)的巖基，壩肩破壞范圍減小；③ 拱壩的初裂安全系數(shù)K1和大變形安全系數(shù)K2得到提高，即壩肩出現(xiàn)初裂和發(fā)生大變形屈服時(shí)的荷載超載倍數(shù)增加，壩基的承載能力和壩肩的整體穩(wěn)定安全性得到有效提高。

4 結(jié) 論

(1) 天然地基條件下，葉巴灘拱壩壩身與壩肩變位較大，左、右岸壩體與壩肩變位呈現(xiàn)明顯不對(duì)稱特性；拱端附近發(fā)育的斷層f29、f24、f22等產(chǎn)生相互錯(cuò)動(dòng)，壩肩存在抗滑穩(wěn)定安全問(wèn)題；斷層F2距離壩踵較近，對(duì)壩肩變形穩(wěn)定和壩基防滲有一定影響。針對(duì)天然壩基的這些薄弱環(huán)節(jié)，提出對(duì)葉巴灘拱壩采用的主要加固措施為：對(duì)F2斷層在壩基附近進(jìn)行混凝土置換，對(duì)左右岸壩肩斷層f29、f24在建基面出露處進(jìn)行混凝土刻槽置換。

(2) 綜合分析試驗(yàn)與計(jì)算成果可知：刻槽置換的加固措施改善了壩體受力狀態(tài)與變形特征，壩體左右岸變位對(duì)稱性明顯提高，壩體變形較協(xié)調(diào)，壩肩破壞范圍有所減小。地基加固處理后，拱壩與壩肩發(fā)生起裂、大變形屈服時(shí)的荷載得到提高，增大了拱壩與地基的初裂安全系數(shù)K1和大變形安全系數(shù)K2，壩基壩肩整體穩(wěn)定性得到提高。

(3) 在加固地基條件下，三維地質(zhì)力學(xué)模型試驗(yàn)所得變位值與計(jì)算變位值相近，變形分布規(guī)律基本一致，模型試驗(yàn)與有限元計(jì)算相互驗(yàn)證，互為補(bǔ)充，研究成果可靠。