考慮動力作用的土石壩邊坡穩定性分析

2022-06-22 05:53:52曹德昭

水利科技與經濟 2022年6期

曹德昭

(清遠市清新區龍須帶水庫管理所，廣東清遠 511800)

1 概述

我國擁有9.8萬余座土石壩[1]，居世界之最，同時我國又是地震頻發的國家之一。在動力作用下，壩體和壩基往往會產生超孔隙水壓力，削減土體的有效應力，土體的抗剪強度嚴重削弱，最終導致地面噴砂冒水、沉降不均勻、地基失效、滑坡等一系列災害[2-5]。因此，對土石壩的結構動力特性以及動力-滲流作用下的壩體響應研究具有十分重要的意義。對于土石壩的滲流以及抗震穩定，許多專家學者都對此進行了大量的研究。在試驗研究方面，李雨潤[6]等進行飽和砂土液化地震場地離心機振動臺試驗，分析液化場地群樁與土的動力響應規律。蔡正銀[7]等利用離心機振動臺試驗研究深埋砂層地基的動力反應和液化規律。在數值模擬方面，余挺[8]等利用數值模擬軟件模擬強震區、含軟弱土層土壩動力響應規律。劉軍[9]等采用LS-DYNA軟件分析爆炸荷載下大型土石壩的破壞特性。

然而以往的研究很少涉及土石壩的滲流-動力耦合作用下的穩定性，因此本文基于某堤壩工程，采用巖土軟件Geo-slope對含有可液化壩體土層進行數值模擬，分析了地震作用下壩體可液化土層的超孔隙水壓力變化規律、壩體典型節點的位移變化以及壩坡穩定性，為類似工程提供一定的參考。

2 基本原理

2.1 飽和-非飽和滲流理論

非飽和土滲流控制方程[10]如下：

(1)

2.2 MFS孔壓力模型

本文在進行動力分析時采用的是非線性材料模型，Geo-slope中非線性材料模型計算地震過程中產生的超孔隙水壓力時采用MFS孔壓力模型，具體方程如下：

Δu=ErΔεvd

(2)

其中：Δu為孔隙水壓力增量；Er為回彈模量；Δενd為排水加載情況下產生的體積應變增量。

Geo-slope中MFS孔壓力函數表達式為[11]：

(3)

式中:γ為土體的剪應變；εvd為累積體積應變；C1、C2、C3和C4為模型常量。

3 計算模擬

3.1 計算模型及邊界條件

本文以某一水庫堤壩工程研究背景，為研究方便，將大壩分為3種材料，其中最外層為黏質砂，包裹著中密砂，壩基為砂壤土。據勘測調查可知，中密砂層為可液化土層。模型高度為100 m，長度為350 m，壩高為44 m，上游壩坡比為1∶2.5，下游壩坡比為1∶4，正常蓄水位為33 m。同時為了便于觀測，在壩體各處設置多個監測點，用于監測地震作用下該點所在單元的動力響應情況。

堤壩的典型幾何尺寸見圖1。網格圖全局單元尺寸為3 m，中密砂層的網格單元尺寸細化為1 m，單元類型為四邊形單元和三角形單元，整個模型一共剖分7 195個節點，7 156個單元。

圖1 堤壩幾何尺寸及數值分析計算模型

邊界條件：①bc、cd為總水頭邊界，正常蓄水位穩定滲流期間的總水頭值為33 m；fg為潛在滲流面；gh為出流邊界，壓力水頭為0 m；②動力計算時，固定ab、hi的豎向位移及ai的水平豎直雙向位移。

3.2 土體參數及地震波輸入

堤壩主要由3種材料組成，在進行非飽和滲流模擬時，選用fredlund-Xing模型模擬土體滲透系數與基質吸力的函數關系，滲透系數曲線與土水特征曲線見圖2。各個土層的滲流參數見表1。

表1 堤壩各土層物理力學及滲流參數

圖2 各土層土水特征曲線及滲透系數函數

根據可行性研究報告，堤壩所在庫區的地震動峰值加速度為0.20 g，相應的地震烈度為Ⅶ度。采用國際上常用的EI-Centro水平方向的地震加速度時程曲線，截取地震振幅較大的前14 s作為輸入波，在對地震波進行濾波以及基線校正處理的基礎上將其峰值調為0.20 g，見圖3。

圖3 輸入加速度時程曲線

4 計算結果分析

4.1 孔隙水壓力分析

由圖4(1)可知，位于中密砂層最上方同一高程的監測點1#、2#、3#和4#在地震作用過程中超孔隙水壓力大小排列為1#>2#>4#>3#。1#、2#、3#和4#的超孔隙水壓力的增量分別為79.03、55.84、12.83和30.56 kPa。這是因為1#監測點靠近上游臨水面，始終處于浸潤線下方，而且初始有效固結應力較小，地震過程中超孔隙水壓力不斷增大，當有效應力減小至0的時候，超孔隙水壓力達到最大值，之后保持不變。3#監測點位于壩頂正下方，初始有效固結應力較大，所以地震過程中超孔隙水壓力不斷增大。4#監測點位于背水面，始終處于浸潤線上方，雖然初始固結應力也比較小，但是由于位于非飽和區，所以超孔隙水壓力發展較慢。從圖4(2)可以看出，4個監測點的初始有效應力分別為82.2、132.9、180.7和163.5 kPa，位于壩頂正下方的3#監測點的初始有效應力最大。各個監測點的有效應力減小量約等于超孔隙水壓力的增加量。1#監測點的有效應力從初始的80.07 kPa減少至0 kPa，有效應力在10.8 s達到最小值，說明此處的土體已然發生液化。3#監測點處的有效應力減小10 kPa，幾乎沒有太大變化，所以3#監測點發生液化的可能性最小。

圖4 上層特征點地震應力響應圖

圖5為中密砂層中間高程同一水平面上不同監測點超孔隙水壓力和有效應力的變化規律圖。由圖5(1)可知，各點的超孔隙水壓力變化規律與頂面的分布規律相似，臨水面的5#監測點和背水面的8#監測點的超孔隙水壓力在地震過程中分別達到穩定狀態，其中5#監測點在1.9 s時達到最大值37.5 kPa，8#監測點在9.2 s達到最大值121 kPa。而位于壩頂正下方的7#監測點的超孔隙水壓力發展速度仍然是最慢的。

圖5 中層特征點地震應力響應圖

圖6為中密砂層地面高程同一水平面上不同監測點超孔隙水壓力和有效應力的變化規律圖。由圖6(1)可知，臨水面的9#監測點的超孔隙水壓力在1.6 s達到最大值，約為38.8 kPa。10#監測點、11#監測點和12#監測點的超孔隙水壓力發展水平都比較低，地震結束時刻，這3個監測點的超孔隙水壓力值分別為16.1、3.7和17 kPa。

圖6 下層特征點地震應力響應圖

4.2 位移分析

由圖7(1)可知，位于壩體上部的監測點13#和14#的水平向位移在地震過程中的變化比底部監測點大，在3.3 s達到最大值，約為12 cm。壩頂處的水平位移最大，上游壩腳處的水平位移最小。下游側的17#監測點的水平位移比同一水平面的14#監測點小，這可能是因為17#監測點外側土體的約束作用。

圖7 壩體典型節點水平位移圖

圖8為上下游黏土砂層最外側不同高程處的豎直方向位移變化規律。由圖8(1)可知，上游側土體豎向位移的大小分別為壩頂>壩中>壩腳。壩頂監測點13#、14#和15#的最大豎向位移分別為0.06、0.030 4和0.005 6 m，分別出現在8.6、9.1和8.3 s；而輸入加速度的最大值出現在8.22 s，由此可知壩體最大豎向位移滯后于輸入加速度最大值。豎向位移隨時間的變化曲線與輸入加速度較為接近，但是有滯后效應。下游側土體豎向位移變化規律與上游側相似，豎向位移最大值都是壩頂>壩中>壩腳，但是最大值小于上游側，壩頂、壩中和壩腳最大值分別為0.037、0.035和0.015 m。