黄朝刚，杨转运，杨 波

（1.四川省冶金地质勘查局四川鑫顺矿业股份有限公司，四川 成都 610041；2.四川建筑职业技术学院 市政工程系，四川 德阳618000；3.中国葛洲坝集团第六工程公司，湖北 宜昌443002）

随着西部大开发战略的深入实施和能源结构调整，我国将在西南、西北等强震地区新建较多的世界级高拱坝。这些拱坝的设计地震加速度峰值远大于现有大坝规范设计水平，采用传统的经验与技术已很难保证这些大坝的安全。同时，在世界范围内关于高拱坝在实际强震作用下动力响应和损伤破坏的监测资料较少。目前，研究拱坝地震响应和动力破坏形态的方法主要有数值分析和动力模型试验。

在进行数值分析时，由于在求解过程中的一些约束条件等问题方面的研究还不完善，如所研究抗震施工材料的本构关系、进行数值分析的边界条件等一系列因素，从而导致在解决混凝土材料建造的重力坝结构时，不同研究人员采用这种非线性分析的方法在分析同一问题时通常会得到不同的结论。

胡晓以小湾高拱坝模型的动力破坏试验为基础，研究了不同坝体横缝的初始状态对横缝张开度的影响。

盛志刚通过拱坝振动台模型研究了拱坝横缝的非线性动力响应并利用有限元程序ADAP－88来进行计算比较。

在建立溪洛渡拱坝模型的前提下针对相应的问题进行仿真动力破坏试验，试验结果表明该研究可使工程施工设计人员更好地掌握拱坝在受到地震荷载强作用力的情况下，坝体结构的动力学响应规律及损伤情况，在实际的设计和维护过程中采取有效的措施并进行预防具有一定的参考意义。

1 模型设计和地震动输入

1.1 模型设计

溪洛渡水电站水库总库容126.7亿m3，调节库容64.6亿m3，电站装机容量12 600MW。拱坝最大坝高为278m，坝顶和坝底高程分别为610m和332m。

溪洛渡拱坝的基本性能参数如下:台面尺寸为5m×5m；最大载重20t；工作频率0.1～120Hz；振动方向为三向六自由度；最大加速度水平1.0g，垂直0.7g。模型相似比尺如表1所示，试验模型总体布置如图1所示。

表1 模型相似比尺

控制性滑裂体:模型对左右岸坝肩各一组控制性滑裂面进行了模拟。

图1 溪洛渡模型试验的总体布置

横缝及边界:模型坝体设置7条横缝，其位置如图2所示。同时，为使试验条件更为接近实际工程条件，在模型基础的四周设置了人工阻尼边界。

图2 模型坝体上横缝设置示意图

1.2 地震动输入

试验传感器布置方案:沿坝顶均匀布置10个加速度计。在坝顶距上弦线约0.5cm处，均匀布置14个埋入式光纤应变传感器，埋深约0.8cm。同时，设置2个激光测位计，其中1个位于上游台面，1个位于拱冠梁顶部。在两岸坝肩滑裂体安装28支LVDT接触式位移计测量，14支位移计安装于上游坝肩平行最可能滑移处。

模型试验采用溪洛渡拱坝设计地震动，即设计水平向峰值加速度为0.321g，垂直向峰值加速度为0.214g。根据溪洛渡拱坝相关研究报告，地震波时程选取人工地震波、修正柯依那地震波和溪洛渡场地震波，试验加振方案如表2所示。每次地震波加振后，还对各阶段系统及坝体的动力特性进行了测试。

表2 试验加振方案

续表2

2 试验结果分析

2.1 坝体的基本动力特性

根据0.05g水平白噪声激振条件下坝体加速度响应分析计算，可得到坝体基本动力特性。坝体的基本频率如表3所示，图3是试验工况下的顺河向基频变化曲线。

表3 坝体基本频率表 Hz

图3 顺河向基频变化曲线

2.2 坝体应变压力响应及损伤情况

1）图4、图5为各工况下600m高程处拱向上、下游面的动拉、压应变最大值。总体上看，下游面拱向拉应变在各种工况下均处于较低水平，拱座附近较大一些；下游拱向压应变也是在拱座附近较大，在最大超载工况时约为100με。上游面左1／4位置出现的较大拉应变实际是不存在的，由于测点位于两横缝附近，表面应变片与坝体材料发生剥离，附近变形使应变片受拉。拱冠处的拱向压应变随加振水平明显增大，反映了拱冠处的横缝开闭对坝体应变产生的影响。

2）图6为三处梁向最大应变分布图。总体上看，梁上部的动拉压应变均较大，拉应变大于压应变。在较大超载输入工况下，动拉应变有显著加大现象，反映该处材料可能发生开裂，如拱冠梁的下游最上测点、左梁上下游最上测点、右梁下游最上测点等部位。

3）图7为各种工况下横缝张开的测量最大值。在设计地震水平下，不同地震波作用下的横缝张开量差异不大，只是低水位工况的张开量显著大于高水位工况。在6.0倍超载之前，横缝张开量沿拱向分布基本均匀，拱冠部位和右1／4拱圈位置张开量最大。在6.0倍超载工况，两位置张开量的增加很快，与梁向开裂有一定关联。

图4 600m高程拱向动拉应变最大值分布

图5 600m高程拱向动压应变最大值分布

图6 梁向最大动应变分布图

图7 横缝张开量最大值

4）坝体损伤情况。表4列出了各种工况加振后的损伤情况，目测的开裂损伤位置标示于图8和图9。

表4 坝体损伤记录

图8 损伤位置示意图（下游面）

图9 损伤位置示意图（上游面）

左右岸滑裂体在2.5倍超载条件下没有观测到明显的滑动位移；当达到3.5倍超载时逐渐发生了微小位移（见图10）；当达到5.0倍超载条件时发生了一定程度的滑动，并较为明显地发生残余位移；当超载负荷达到正常工况的6.0倍时，会引起动态滑动数值大于0.1mm，同时，还有少量剩余位移。一般情况下在每一个工作状况下，只要所产生的滑动影响没有扩展到整个滑裂面，两岸滑裂体在地震中就能保持稳定，避免产生进一步破坏。

图10 坝顶最大加速度－位移关系曲线（2.5，3.5，5.0，6.0倍超载）

3 结 论

通过溪洛渡拱坝系统振动台动力模型试验，对溪洛渡拱坝在强震作用下的动力响应和损伤破坏过程进行研究，得到以下结论:

1）拱坝模型在三种不同地震波作用下，未发生明显损伤，各测点应变值均在材料屈服之内；

2）在强地震作用下横缝的张开使拱坝模型梁向下游面成为抗震薄弱部位，左、右岸两横缝间距离模型的坝顶约为13cm（相当于570.00m高程）梁，向下游面分别在4.88倍、1.68倍超载地震水平时发生开裂。右岸两横缝间距离模型的坝顶约为13cm（相当于570.00m高程）梁，朝向上游面在超载水平4.88倍时也发生开裂；

3）在更大的超载水平下，左右岸坝肩建基面均有开裂发生，右岸超载水平为1.92倍，左岸超载水平为4.0倍。超载水平为2.56倍时，上游坝踵发生开裂。可目测确认的损伤部位有9处，但未发现拱向开裂及坝体受压破坏迹象；

4）试验中两岸滑裂体在3.2倍超载工况开始有较小范围的可恢复滑动发生，在更大超载作用下除可滑动位移在一些测点超过0.1mm外，还伴有很小的残余位移，但未发现滑裂体整体滑动现象。

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