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肋程
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1 第 15 卷第 3 期中国水利水电科学研究院学报 Vol.15 No 年 6 月 Journal of China Institute of Water Resources and Hydropower Research June,2017 文章编号 : (2017) 软基上分期填筑土石坝方案的论证与实践李晓平, 梅伟, 张宝琼, 樊勇 ( 云南省水利水电勘测设计研究院, 云南昆明 ) 摘要 : 某土石坝坝轴线长达 1172 m, 在如此长的大坝地基范围内, 分布有上第三系 20 多个地层, 地层与地层之间的力学指标差异较大, 地质条件十分复杂如何解决坝体的不均匀沉降, 是该拦河坝工程的关键技术问题为解决这一技术难题, 本文采用理论计算和离心模型试验相结合的方法, 论证了采用分期分段预压的设计和施工筑坝技术的可行性, 水库建成 3 年后坝体沉降观测值 3 cm 事实, 验证了该设计和施工方案的正确性关键词 : 基础处理 ; 不均匀沉降 ; 处理对策中图分类号 :TV641 文献标识码 :A doi: /j.cnki.jiwhr 不均匀沉降变形是土石坝被破坏的主要因素之一麻栗坝水库拦河坝地质条件十分复杂, 其土坝坝轴线长达 1172 m, 在其坝基范围内, 分布有上第三系 20 多个地层, 且均属透水地基地层, 按 N 1 N 2 N 3 N 19 N 20 N 21 排序, 各地层之间即含砾砂土 N 1 N 3 N 5 N 21 与砂质黏土 N 2 N 4 N 6 N 20 之间的力学指标差异较大, 抗剪强度指标差别大, 软硬地层在平面和空间上交错排列, 被俗称为夹心饼干由于地形和淹没条件的限制, 需要在此坝址建坝因此解决坝基不均匀沉降变形是该坝建设的关键技术之一目前国内外对建筑物级别为 4 级的中低拦河坝, 且地质条件单一的软基沉降变形, 多以经典理论计算, 实施中预留沉降计算高度或者进行基础处理来减小沉降变形 ; 对建筑物级别为 3 级及以上的拦河坝或者建筑物为 4 级的中低拦河坝地质条件复杂的软基沉降变形, 多以经典理论计算和有限元分析相结合, 并采用离心模型试验加以验证, 实施中预留沉降计算高度或者进行基础处理来减少沉降变形本拦河坝地基岩层分布相当复杂, 难以用有限元分析进行模拟, 也未有相类似工程的研究成果借鉴通过研究该坝地基沉降变形, 为减少不均匀沉降, 本文开展了软基处理方案比较, 采用理论分析计算和离心模型试验相结合的方法, 论证了所选方案的可行性最后对选定方案进行了实施和工程运行验证 1 工程问题 1.1 工程概况麻栗坝水库工程位于云南省德宏州陇川县境内城子镇以北 5 km 的南宛河上游水库为大 (2) 型水利枢纽工程, 以灌溉防洪为主, 结合发电等综合利用水库总库容 m 3, 拦河坝为土质分区坝 ( 心墙坝 ) 和均质坝, 最大坝高 37.6 m, 拦河坝为 2 级建筑物, 设计地震烈度为地质条件的复杂性麻栗坝水库坝基地层由第四系及上第三系组成上第三系 (N) 为洪水湖相沉积, 含砾砂土夹黏土层, 总厚度未见底界, 属无限深透水软基土层坝基持力层为上第三系地层, 由巨厚含砾砂土和黏土层构成, 在平面和空间成互层状, 以含砾砂土为主, 其中含砾砂土岩组 10 层 (N 1 N 3 N 5 N 19 ), 总厚度约 910 m, 占 %, 透水层, 成岩度差, 承载力低 ( R =0.2~0.6 MPa), 属中等压缩性 ; 黏土岩组 10 层 (N 2 N 4 N 6 N 20 ), 总厚度 262 m, 占 % [1], 薄层黏土层, 为隔水层 ( R =0.1~0.25 MPa), 属高压缩性土, 抗剪强收稿日期 : 作者简介 : 李晓平 (1958-), 云南昆明人, 高级工程师, 主要从事水利水电工程设计工作 @QQ.com 187

2 度低 (ϕ =11.5 ~15.7 ) 主要持力层:N 18 为砂质黏土 ;N 17 为含砾砂土 ;N 16 为黏土 ;N 15 为含砾粗中砂土 ;N 14 为黏土夹细砂土 ;N 13 为粗中粉细砂土 ; N 12 为砂质黏土夹中砂土 ;N 11 为中砂土夹薄层砂质黏土 ;N 10 为粉砂质黏土 ;N 9 为含砾砂土, 卵砾质土 ;N 8 为粉砂质黏土 ;N 7 为含砾砂壤土及卵砾质土 ;N 6 为砂质黏土黏土 ;N 5 为砂卵砾质土 ;N 4 为灰黑色黏土, 强度偏低 ;N 3 为含砾中粗砂土 ; N 2 为砂质黏土 ; N 1 为含砾中细砂土除以上主层外, 每一个主层还派生有众多力学指标不同的副层, 如横剖面中 N 等各地层纵剖面和横剖面布置详见图 1 图 2 鉴于篇幅所限, 左岸坝段连同地层 N 11 N 12 N 13 N 20 和各副层均未示出表 1 拦河坝基础及坝体的物理力学指标坝体及基础土层部位孔隙比 e 饱和容重 γs 10/ (kn/m 3 ) 天然干容重 γd 10/ (kn/m 3 ) 压缩系数 /(MPa -1 ) 0.1~ ~ ~0.8 允许承载力 /MPa 抗剪强度 ( 饱和块剪 ) Φ C/MPa 坝体心墙纯黏土 ~ 坝基上第含砾砂土 (N 1 N 3 N 5 N 19 ) ~ 三系土层砂质黏土 (N 2 N 4 N 6 N 20 ) ~ 拦河坝的结构布置拦河坝被溢洪道分隔, 溢洪道左岸坝段为黏土均质坝, 右岸坝体为心墙坝, 最大坝高 37.6 m, 坝顶长 1172 m, 坝顶宽 6 m, 坝顶高程 m, 上游坝坡 1 3, 下游坝坡从上至下分别为 , 心墙顶面与坝顶面齐平, 上游坡比 , 下游坡比上游设一层反滤, 下游设三层反滤, 坝基采用混凝土防渗墙防渗结构布置详见图存在的问题从坝基地质条件和拦河坝结构布置综合分析, 该拦河坝地质条件十分复杂, 坝轴线长达 1172 m, 在 1000 多 m 的坝体范围内, 分布有上第三系 20 多个地层, 含砾砂土地层与砂质黏土地层之间的力学指标和渗透系数差异较大, 软硬地层在平面和空间上交错排列, 显然, 在该地基上填筑土石坝需要解决坝基的不均匀沉降变形问题 2 软基上筑坝方案论证为了安全筑坝, 解决该坝地基不均匀沉降的问题, 提出坝基大挖除振冲置换碎石桩坝体一次性填筑和坝体分期填筑等 4 种方案, 并对所选方案开展技术经济比较, 通过理论计算和离心模型试验论证确定出设计和施工方案 2.1 挖除方案将 N 2 N 4 N 6 N 20 砂质黏土层挖除, 回填含砾砂土, 使坝体沉降均匀, 但由于砂质黏土分布不均匀, 使开挖施工即有不确定性, 在具体开挖实施过程中, 含砾砂土极易垮塌, 且上第三系中, 含有承压水, 势必给施工排水基坑护壁加固带来较大困难, 另一方面, 由于上第三系层间软硬夹杂, 不同的岩层分布于不同的空间, 空间分布相当复杂, 在现场施工中不易分清需挖除的土层, 因此, 挖除方案不可行 2.2 软基振冲加固方案振冲碎石桩可有效穿透障碍物, 桩体连续性好, 由高强度的微风化碎石作为填料与软基组成复合地基, 经适当固结后抗剪强度满足上部结构的抗滑稳定需要, 承载力将能明显改善和提高, 将有效地减少不均匀沉降变形, 但由于坝轴线较长, 处理面积较大, 工程造价较高, 被否定 2.3 坝体分期填筑方案由于坝基特殊的地质条件, 坝体长度又较长, 如按常规一次性筑坝至坝顶, 坝基将可能产生较大的不均匀沉降, 导致坝体破坏, 经技术经济比较, 该坝基的基础处理方案又不可行, 为保证大坝安全, 及大坝的建设施工蓄水和运行管理提供重要的科学技术支撑, 并从节约工程投资考虑, 经填筑方案比较分析后提出分期分时段预压的设计和施工筑坝技术方案, 即 188

0) 采取将坝体分三期施工的措施来减缓不均匀沉降, 尽量把较大的沉降量消除在施工期该分三期筑坝方案是否可行, 计算坝基和坝体各纵向位置准确的沉降量就成为分析和解决拦河坝不均匀沉降问题的关键所在由于坝基具有极其复杂的水文地质条件, 按照经典理论计算的沉降值是否准确, 土坝在运行中是否会由于不均沉降而被破坏, 在如此复杂的地质条件下要解决这样的技术难题, 仅靠经典理论计

3 图 1 心墙坝段剖面图 ( 溢洪道右岸 k mk m) 高程 /m 说明 1. 图中尺寸除高程里程以 m 计外, 其余均为 cm 图 2 心墙坝段剖面图 ( 溢洪道右岸 k mk ) 采取将坝体分三期施工的措施来减缓不均匀沉降, 尽量把较大的沉降量消除在施工期该分三期筑坝方案是否可行, 计算坝基和坝体各纵向位置准确的沉降量就成为分析和解决拦河坝不均匀沉降问题的关键所在由于坝基具有极其复杂的水文地质条件, 按照经典理论计算的沉降值是否准确, 土坝在运行中是否会由于不均沉降而被破坏, 在如此复杂的地质条件下要解决这样的技术难题, 仅靠经典理论计算存在一定的局限性, 为此, 在设计中引入土坝的离心模型进行验证, 以达到理论和实践的完美结合, 保证拦河坝工程安全可靠按经典理论计算 ( 方法 1) 和离心实体模型进行验证 ( 方法 2) 土坝一次性填筑至坝顶的沉降量和分期筑坝的沉降量研究方法分述如下 : (1) 大坝沉降计算 ( 方法 1) 1 坝体变形的基本假定 :(a) 坝体中任何一点由自重所引起的垂直压应力等于该点上面土柱的重 [2] 量 (b) 大坝土料在压缩时不发生侧向变形 [3-5] [6] 2 计算条件和方法 : 沉降计算采用分层总和法分别对坝体和坝基计算, 附加应力按土石坝设计规范计算 [7] 压缩层最大计算深度, 按附加应力与自重应力的比值达到 0.2 时为控制标准将坝体和坝基沿纵向每 30 m 取一个横断面, 计算该断面沉降值, 分别在坝体和坝基纵断面将各横断面计算的沉降值连接成为一条曲线 [8-9] 3 计算公式 : 按照碾压式土石坝设计规范 (SL ) 中土坝沉降计算公式 : n e S = å 1 - e 2 h 1 + e 式中 :S 为总沉降量,cm;n 为计算层数 ;e 1 为增压前的初始孔隙比 ;e 2 为增压后的初始孔隙比 ;h 为计算的厚度,cm 4 计算参数 : 坝体和坝基的物理力学指标见表 1, 各坝料的 e-p 压缩曲线图见图 3 [5] 5 计算结果 : 一次性填筑大坝最大沉降量发生在 k0+928 m 断面, 坝体的最大沉降量 1.22 m, 基 189

4 础的最大沉降量 1.69 m [10] 大的沉降差发生在里程 k0+700 mk1+000 m 段, 为坝体的最大坝高坝段, 如果一次性填筑大坝, 坝体 100 m 范围内产生的最大沉降差为 0.68 m 坝基 1.08 m, 大于 1% 的设计沉降率, 故一次性填筑大坝方案不可行由计算成果绘制的沉降曲线见图 4 分三期填筑施工过程中, 最大沉降量发生在 k0+928 m 断面, 施工期间坝体和坝基总沉降量 cm 到第三期坝体填筑完成, 坝体和坝基 100 m 内最大沉降差为 36 cm, 最大沉降差发生在里程 k0+700 mk1+000 m 段, 为坝体的最大坝高段, 已小于坝高的 1%, 大坝沉降在设计允许范围内, 达到设计要求由计算成果绘制的沉降曲线见图 5 图 6 图 3 坝基 e-p 曲线图图 4 一次性加坝的坝体和坝基沉降曲线图图 5 施工期坝体沉降曲线图图 6 施工期坝基沉降曲线图 (2) 离心模型试验 ( 方法 2) 试验中选取的典型断面与常规计算方法相同 [11] 1 土工离心模型试验基本原理土工离心模型试验是通过高速旋转的离心机, 使由原型材料制作的模型受到离心力作用, 模型受到的离心力是其重力的 n 倍, 模型中各点就可达到与其原型相应点相同的应力状态, 并呈现出与原型相似的变形状况和破坏过程充分考虑土体应力 - 应变关系的非线性剪涨性和剪缩性, 由于坝基工程和水文地质较复杂, 190

坝体较长, 本项离心模拟试验所选用的设备为中国水利水电科学研究院的 LXJ-4-450 大型土工离心模型机, 最大加速度 300 g, 有效负载 1.

5 坝体较长, 本项离心模拟试验所选用的设备为中国水利水电科学研究院的 LXJ 大型土工离心模型机, 最大加速度 300 g, 有效负载 1.5 t, 有效荷载容量 450 g-t, 并配有自动数据采集和图像监视系统, 是目前国内容量最大, 较先进的试验设备选定模型率 n=200, 试验模型箱尺寸长宽高 :1350 mm 740 mm 680 mm 离心模型机见图 7 2 试验规划 (a) 模拟范围 : 本次试验的地基模拟深度为 70 m 最大坝高 37.5 m 模型包括坝基坝体及拦河坝坝体内各建筑物 (b) 坝基和坝体分期填筑施工模拟第一组模型的制作和模型试验分 5 次完成第一次坝体填筑至模拟 976 m 高程, 并通过离心模拟试验模拟其自重作用下的沉降变形, 第二次将预制好的拦河坝防渗墙模型置于模型内, 然后进行坝体填筑至模拟 976 m 高程, 并通过离心模拟试验模拟其自重作用下的沉降变形第三四次试验继续填筑坝体至模拟 988 m m 高程, 同第二次试验一样, 分别确定其自重作用下的沉降变形 (c) 模型材料的选取 : 模型的坝基心墙及坝壳料均选取现场的原状土料的天然容重干容重含水量和颗分曲线根据地质资料按照设计要求在模拟范围内制作坝体和互层状坝基模型 3 模型试验将按要求制备好的互层状坝基模型箱固定在离心机上, 启动离心机均匀加速, 为使互层状坝基的沉降过程比较均匀, 在加速到 50g 100g 150g 时均保持一段稳速过程, 待位移传感器指示的沉降值保持不变时再继续升速, 离心加速度升至 200g 时也保持一段稳速过程, 待位移传感器指示的沉降值保持不变时, 开始自然降速停机, 试验后读取坝基标点初始值坝体一次性加坝和各分期填筑的试验方式与此相同 4 离心模型试验的主要成果经模型多次试验, 一次性填筑大坝最大沉降量发生在 k0+928 m 断面, 坝体的最大沉降量 1.12 m, 基础的最大沉降量 1.56 m 大的沉降差发生在里程 k0+700 mk1+000 m 段, 为坝体的最大坝高坝段, 如一次性填筑大坝, 坝体 100 m 范围内产生的最大沉降差为 0.59 m 坝基 0.98 m, 大于 1% 的设计沉降率分三期填筑施工过程中, 最大沉降量发生在 k0+928 m 断面, 坝体的最大沉降量 1.12 m, 基础的最大沉降量 1.58 m 到第三期坝体填筑完成坝体和坝基 100 m 内最大沉降差为 35 cm, 最大沉降差发生在里程 k0+700 mk1+000 m 段, 为坝体的最大坝高段, 已小于坝高的 1%, 大坝沉降在设计允许范围内, 达到设计要求由一次加坝和分期填筑方案的模型试验成果绘制的沉降曲线图见图 46 (3) 离心模型试验成果与计算值的比较一次性填筑大坝的坝体和基础的最大沉降差均发生在里程 k0+700mk1+000 m 段, 为坝体的最大坝高坝段, 如一次性填筑大坝, 计算成果和模型试验成果均表明坝体和坝基 100 m 范围内产生的最大沉降差均大于 1% 的设计沉降率, 故一次性填筑大坝方案不可行对坝体的分期填筑, 按常规计算和离心模型试验获得的沿坝轴线的沉降曲线均表现出光滑平顺的特征, 虽具体数据有微小的差别, 第三期坝体填筑完成后坝体和坝基 100 m 内最大沉降差分别为 36 cm 和 35 cm, 最大沉降差均发生在里程 k0+700 mk1+000 m 段, 为坝体的最大坝高段, 均小于坝高的 1%, 大坝沉降在设计允许范围内, 达到设计要求, 两者在坝基的纵剖面的沉降规律基本相 [12] 同, 拦河坝在纵横两个方向的沉降变形均是相互协调的, 分三期加坝施工完毕后, 土坝在运行期不会产生大的不均匀沉降, 坝体模型试验后表面并未见有任何开裂现象, 坝基防渗墙也未见开 [12] 裂, 由防渗墙表面的应变片观测到的应力轨迹未见突变, 坝体在施工期和运行期不会因沉降变形等不利因素而遭到破坏, 离心模型试验充分验证了设计方案的合理性图 7 离心模型机 3 选定方案的实施和工程运行验证依据沉降综合分析成果, 按前述将坝体分三期填筑, 结合导流方式, 第一期坝体填筑至高程 191

6 976 m, 待半年后再填筑第二期坝体至高程 988 m, 再半年后, 等前两期坝体和坝基沉降变形基本完成后, 再填筑第三期坝体至坝顶高程 m, 这样把较大的沉降量消除在施工中, 使坝体每一期填筑的坝体和坝基沉降变形均在建筑物的安全允许范围内为安全起见大坝设计预留沉降量 0.37 m 在每一期坝体填筑完毕后多填筑 0.8 m 作为保护层, 下一期填筑时挖除保护层后, 再填筑新一期坝体在减小不均匀沉降的措施中, 还采取将左右两岸 Ⅱ 级阶地前沿较陡岸坡, 在坝体纵向, 通过削坡放缓, 采取将左右两岸 Ⅱ 级阶地前沿自然边坡变化较大的岸坡及右岸在里程 k0+900 mk m 范围内由原 25 的自然边坡削坡放缓为 7, 左岸在里程 k0+700 mk0+800 m 范围内由原 15 的自然边坡削坡放缓为 9 [13], 使该两里程段沉降曲线更平顺, 减小产生不均匀沉降变形的不利因素依据在基础下部埋设的多套电磁式沉降仪, 经统计实测得坝体和坝基最大不均匀沉降量为 34.2 cm, 小于坝高的 1 %, 大坝未产生变形破坏, 施工期观测成果与计算值和模型试验成果相符, 大坝沉降在设计允许范围内, 在每一期填筑前, 对前一期填筑的坝体都进行了仔细观察, 均未见坝体有开裂现象拦河坝通过 6 年的安全运行和观测, 由于坝基的沉降量在施工期基本完成, 在试运行期观测到的最终沉降量最大值为 12.5 cm [11] 正式运行期第一年为 3 cm, 第二年至今六年多均未观测到大坝和基础有沉降变形发生, 表明通过分期加坝施工对基础预压的方案是正确的 4 结论 (1) 麻栗坝水库枢纽工程拦河坝, 基础为上第三系含砾砂土, 在空间上地质分层多且软硬互层, 层与层之间力学指标差异较大根据这种地基情况分别提出坝基大挖除振冲置换碎石桩坝体一次性填筑和坝体分期填筑 4 种方案进行比选 (2) 从施工和经济比较排除了坝基大挖除和振冲置换碎石桩方案 (3) 通过沉降变形的理论计算和离心模型试验论证, 选择坝体分三期填筑基础分时段预压的设计和施工筑坝技术方案 (4) 大坝建成后, 运行期间沉降原型观测资料表明 : 工程正式运行期第一年沉降为 3 cm, 第二年至今均未观测到大坝和基础有沉降变形发生, 表明所选择的设计施工方案是正确的参考文献 : [ 1 ] 中小型水利水电工程地质勘察规范 :SL [S]. [ 2 ] 全文娟. 考虑侧向变形的地基沉降修正研究及其工程应用 [D]. 武汉 : 武汉理工大学,2006. [ 3 ] 余永强, 贾立术. 基于变形模量的地基沉降的计算方法 [J]. 河南理工大学学报,2013,32(5): [ 4 ] 王勇. 分层总和法计算地基沉降浅析 [J]. 山西建筑,2010,36(13): [ 5 ] 杨光华, 姚丽娜. 基于 e-p 曲线的软土地基非线性沉降的实用计算方法 [J]. 岩土工程学报,2015,37(5): [ 6 ] 王建华. 强夯地基的变形及沉降计算方法研究 [D]. 长沙 : 中南大学,2003. [ 7 ] 徐文忠. 软土地基沉降计算深度分析研究 [J]. 岩土工程界,2008(5): [ 8 ] 碾压式土石坝设计规范 :SL [S]. [ 9 ] 建筑地基基础设计规范 :GB [S]. 北京 : 中国建筑工业出版社,2002. [ 10 ] 丁洲祥, 地基沉降大变形计算方法的关键问题研究 [J]. 岩土力学,2009,30(7): [ 11 ] 朱群峰, 何宁, 王年香, 等. 超软淤泥地基最终沉降量探讨 [J]. 中国水利水电科学研究院学报,2015,13 (3): [ 12 ] 熊成林, 邓伟, 姜龙. 基于深厚覆盖层的面板堆石坝沉降变形规律分析 [J]. 中国水利水电科学研究院学报,2016,14(2): [ 13 ] 郑颖人, 陈祖煜, 等. 边坡与滑坡工程治理 [M]. 第 2 版. 北京 : 人民交通出版社,2012. ( 下转第 199 页 ) 192

7 微膨胀抗冲磨混凝土早期徐变理论与试验研究祝小靓丁建彤蔡跃波傅琼华 [ 8 ] MONISMITH C L. Viscoelastic Behavior of Asphalt Concrete Pavements[C]//1th International Conference on the Structural Design of Asphalt pavements. Ann Arbor:University of Michigan,1962. [ 9 ] DANISH Technological Institute. Test method:strains from creep and early-age shrinkage[s]. Denmark:Dan ish Technological Institute,1996. [ 10 ] KIRSTEN R,HELLE S,JACOB H H. Control of Early age Cracking in Concrete:Early age Properties of Alterna tive Concrete[R]. Denmark:Danish Road Directorate,1997. Study on calculation starting point of autogenous volume deformation based on thermal stress test ZHU Xiaoliang 1,2,3,DING Jiantong 2,3,CAI Yuebo 2,3,FU Qionghua 1 (1. Research Center on Hydraulic Struchures,Jiangxi Hydraulie Research Institute,Nanchang ,China; 2. Material Structure Engineering Department,Nanjing Hydraulic Research Institute,Nanjing ,China; 3. Research Center on New Materials in Hydraulic Structures,Ministry of Water Resources,Nanjing ,China) Abstract: Focusing on the point problem involved in the calculation of autogenous volume deformation by the stan dard test method,this paper takes the micro-expansive abrasion-resistant concrete as the research object and im proves the ASTM C1074 method for activation energy tests.in this paper,a more accurate calculation is devised for the activation energy of hydration reaction of cementitious materials,from which the equivalent age of the specimen under the actuual temperature conditions can be obtained.using the characteristics of thermal stress tests and adopt ing the equivalent age corresponding to the first zero stress as the effective starting point,we establish an improved au togenous volume deformation model based on the one put forward by the Japan Concrete Institute. With the Maximum expansion value of autogenous volume deformation as a cutoff point,the improved model has the unique ability to sim ulate the deformation before and after the point separately,which provides a good reference for the establishment of a more accurate anti-crack model. Keywords: autogenous volume deformation;calculation starting point;thermal stress test;equivalent age;abra sion-resistant concrete ( 责任编辑 : 王冰伟 ) ( 上接第 192 页 ) Demonstration and implementation of earth - rockfill dam filling by stage in a soft LI Xiaoping,MEI Wei,ZHANG Baoqiong,FAN Yong (Yunnan Water Conservancy and Hydroelectric Survey Design and Research Institute,Kunming ,China) Abstract: The length of an earth-rock dam is up to m, of which more than 20 strata make the mechanical in dex of those layers different. For such complex geological conditions,how to solve the problem of uneven settlement of the dam is the key to the project. In order to solve the technical problems, this paper proves the feasibility of pre-compaction in different periods and sections. The reservoir has been running for three years,and the fact that the observed value of the dam settlement is 3 cm,verifies the correctness of this design and program. Keywords:basic treatment;uneven settlement treatment;countermeasure ( 责任编辑 : 韩昆 ) 199

Fig. 1 Layout of Zipingpu Concrete Face Rock-fill Dam Fig. 2 Typical section of Zipingpu Concrete Face Rock-fill Dam gal

Fig. 1 Layout of Zipingpu Concrete Face Rock-fill Dam Fig. 2 Typical section of Zipingpu Concrete Face Rock-fill Dam gal 5.12 5.12 100 cm 60 cm 5.12 TV641.4P631.4 A 10004548(2008)06079507 1962 E-mail: sschen@nhri.cn Analysis of effects of 5.12 Wenchuan Earthquake on Zipingpu Concrete Face Rock-fill Dam CHEN Sheng-shuiHUO