朱 濤,劉耀儒,莊文宇,于海江,王興旺

(1.中水北方勘測設(shè)計研究有限責(zé)任公司,天津 300222；2.清華大學(xué) 水沙科學(xué)與水利水電工程國家重點實驗室,北京 100084)

0 前 言

中國在建或已完工的拱壩多位于西部地區(qū)，該地區(qū)通常為峽谷地貌，地形、地質(zhì)條件復(fù)雜，褶皺、斷裂等構(gòu)造行跡較為發(fā)育?；谑┕て?、運營期的監(jiān)測資料分析拱壩的工作性態(tài)是評估其安全性與穩(wěn)定性的重要手段[1-4]。對于缺少監(jiān)測資料的設(shè)計階段如何分析工程的整體穩(wěn)定性、掌握拱壩及基礎(chǔ)的薄弱環(huán)節(jié)，對加固處理措施進行優(yōu)化設(shè)計是近年來的研究熱點[5]。拱壩的整體穩(wěn)定性評價是一個涉及非均勻性、多裂隙介質(zhì)和不可逆內(nèi)部損傷演化的三維非線性問題[6-7]，地質(zhì)力學(xué)模型試驗[8-9]和非線性有限元[10-12]是研究這類問題的主要方法。

地質(zhì)力學(xué)模型試驗可以真實模擬復(fù)雜的地質(zhì)構(gòu)造，直觀地反映模型從加載到破壞的全過程，有助于發(fā)現(xiàn)新的力學(xué)現(xiàn)象和規(guī)律[5]。國內(nèi)外自20世紀(jì)50年代開始開展了一系列包括Vajont、Cambambe、大崗山、錦屏一級、白鶴灘等大型拱壩工程的模型試驗，對大壩的整體穩(wěn)定性和超載能力進行了系統(tǒng)研究，對基礎(chǔ)加固處理措施效果進行了評價[13-14]。隨著試驗技術(shù)的飛速發(fā)展，模型試驗已經(jīng)成為高拱壩壩肩穩(wěn)定和加固分析的難以替代的研究方法。作為模型試驗的補充，將非線性有限元分析與其相結(jié)合可以更好地研究工程結(jié)構(gòu)的力學(xué)行為。例如，JIN F.等提出了結(jié)構(gòu)整體穩(wěn)定性評價方法[15]。楊強等提出了變形加固理論，可以定量地對巖體結(jié)構(gòu)進行破壞、穩(wěn)定和加固分析[10]。

新疆某水利樞紐由混凝土拱壩、水墊塘及二道壩、發(fā)電引水系統(tǒng)和電站、生態(tài)放水洞、魚道等組成，水庫總庫容3.68億m3，電站裝機容量160 MW，在電力系統(tǒng)中承擔(dān)腰荷和峰荷運行。拱壩采用拋物線型雙曲拱壩，最大壩高167.5 m，壩頂全長288.4 m。壩址為橫向谷，呈較對稱“V”型，左岸山體雄厚，右岸山體較單薄，地形完整較差。壩址區(qū)III級及以下結(jié)構(gòu)面、層間錯動帶較發(fā)育，錯動帶主要由巖塊巖屑組成，多見泥化現(xiàn)象，但厚度較小，一般小于0.5 mm。

本文采用200∶1幾何比尺對拱壩進行三維地質(zhì)力學(xué)模型試驗，模型采用小塊體砌筑技術(shù)對壩址區(qū)不同質(zhì)量分級巖體的變形、強度特性以及優(yōu)勢節(jié)理裂隙進行模擬；基于壓縮變形相等的原則模擬斷層、巖脈等軟弱結(jié)構(gòu)面，并且考慮建基面槽挖填換混凝土、抗剪洞等加固處理措施，基于油壓千斤頂加載系統(tǒng)模擬壩面分布式水載，采用數(shù)據(jù)采集系統(tǒng)和視頻監(jiān)控系統(tǒng)記錄分析壩體及壩基在超載過程中的變形、應(yīng)力和開裂破壞過程，確立拱壩起裂安全度K1、非線性起始安全度K2、極限荷載安全度K33個穩(wěn)定性評價指標(biāo);建立數(shù)值模型,基于變形加固理論對比分析拱壩的整體穩(wěn)定性，確定工程穩(wěn)定的控制部位和值得注意的薄弱區(qū)域。

1 拱壩模型試驗設(shè)計

1.1 模型試驗設(shè)計

在進行模型設(shè)計時，原型與模型之間的幾何比尺、荷載強度、力學(xué)參數(shù)、位移、應(yīng)力、應(yīng)變等各項參數(shù)均應(yīng)滿足相似理論，以確保模型中的變形和破壞的相似[16]。本次模型的幾何比尺CL選定為200∶1。在靜力試驗中，為了確保自重應(yīng)力場的相似，模型試驗中的容重比Cγ尺采用1∶1，其他比尺根據(jù)相似理論換算得到，如表1所示。

表1 模型試驗相似比尺

表1中Cγ、Cμ、CL、Cδ、Cε、Cf、Cσ、CE、Cc、Cτ分別表示容重、泊松比、幾何、位移、應(yīng)變、摩擦系數(shù)、應(yīng)力、變形模量、黏聚力和抗剪強度比尺。

根據(jù)相似比尺可知，模型需要采用高密度、低強度、低變模的材料。為了模擬巖石的抗剪強度，還需采用低粘結(jié)劑的材料，以便模擬巖體的綜合強度特征，以使其破壞形式符合于巖體特性。本次試驗采用的相似材料為重晶石粉、膨潤土、108膠、水拌合而成的混合料。其中重晶石粉占比較大，可顯著提高相似材料的重度；膨潤土占比較小，但可以有效降低相似材料的變形模量；108膠經(jīng)過稀釋后作為重晶石粉和膨潤土的粘接劑。

模型試驗在鋼架結(jié)構(gòu)的試驗臺中進行，試驗臺內(nèi)凈空為5.0 m×4.0 m×4.0 m(長×寬×高)。依據(jù)試驗相似率的要求，本次試驗的模擬范圍為：上游模擬大于1倍壩高，約200 m；下游大于等于3倍壩高，約500 m；兩岸各大于2倍壩高，每岸約350 m；建基面以下大于1.5倍壩高，約200 m；壩頂以上按100 m控制。拱壩模型如圖1所示。

圖1 拱壩-地基模型

1.2 地質(zhì)條件及加固措施的模擬

地質(zhì)力學(xué)模型試驗的模型制作有：澆注法、夯實填筑法和小塊體砌筑法[16]。其中，澆注法是將流體狀態(tài)的材料輸入到事先做好的模子中，形成一個塊體。這種方法的優(yōu)點是不用粘結(jié)，但干燥較慢，且不能模擬巖體中的不連續(xù)構(gòu)造面。夯實填筑法是在實驗臺架內(nèi)分層攤鋪材料，再用小型振動夯實機逐層遍布地碾壓材料，直至模型頂部。這種方法可以極大地縮短試驗的時間，比較適合地下洞室類的試驗?zāi)Ｐ椭谱?，但各填筑層的密度存在差異，且不易模擬不連續(xù)構(gòu)造面。小塊體砌筑法是將相似材料壓制成小塊體，用小塊體逐塊砌筑試驗?zāi)Ｐ汀?/p>

本試驗采用小塊體砌筑法，塊體尺寸主要采用5 cm×5 cm×8 cm(長×寬×高)。塊體主要用來模擬巖體的變形特性，塊體與塊體之間的粘接用來模擬巖體的強度特性，粘接劑采用不同配比的膠水來模擬巖體的摩擦系數(shù)f′和黏聚力c′。巖體力學(xué)特性如表2所示，巖體模型砌筑示意如圖2所示。

表2 壩址區(qū)巖體力學(xué)特性

圖2 裂隙巖體及軟弱結(jié)構(gòu)面砌筑示意

軟弱結(jié)構(gòu)面的力學(xué)性質(zhì)往往是控制巖體結(jié)構(gòu)穩(wěn)定和工程安全的決定性因素之一，因此在砌筑模型時應(yīng)盡可能地模擬出這些不連續(xù)構(gòu)造面的性狀。對于要重點模擬的軟弱結(jié)構(gòu)面，如斷層、錯動帶等，通常由于當(dāng)夾層很薄或變形模量很低，無法采用模型規(guī)定的幾何比尺。此時可考慮兩側(cè)破碎帶的影響，根據(jù)壓縮變形相等的原則進行模擬。

壩址區(qū)地質(zhì)構(gòu)造主要為原生構(gòu)造和斷裂構(gòu)造，如圖3所示，主要包括斷層jef4、巖脈、jef36、jef61、jef8、jef51、jef38。上述地質(zhì)構(gòu)造位于壩體上游180 m，下游285 m，左岸330 m，右岸340 m范圍內(nèi)，將直接影響到大壩的安全度。試驗采用脫水石膏和加紙方式來模擬斷層裂隙材料，斷層模擬方法如圖2所示，其中脫水石膏用來模擬變形性能，紙(白報紙、電光紙和牛皮紙等)用來模擬強度特性(摩擦系數(shù)f)，具體根據(jù)夾泥厚度和的不同組合選用。上述斷層及巖脈的產(chǎn)狀及力學(xué)特性如表3所示。

圖3 斷層和巖脈與壩體的位置關(guān)系

表3 斷層、巖脈的產(chǎn)狀及力學(xué)特性

加固處理措施主要模擬建基面槽挖填換混凝土和右岸jef4斷層高程720.00～740.00 m水平及斜向抗剪洞，其設(shè)計方案和砌筑過程分別如圖4和圖5所示。

圖4 高程720.00 m剖面加固處理措施

圖5 加固處理措施砌筑示意

1.3 模型試驗系統(tǒng)

試驗?zāi)M水荷載和自重，其中水荷載經(jīng)相似理論換算、通過多個千斤頂模擬分布式荷載，如圖6所示。加載共分5層，形成近三角形荷載，采用22個自制的小千斤頂，每組千斤頂均與分油器相連，用5個精密壓力表來控制各層的外油壓，加載設(shè)備布置如圖7所示。

圖6 水荷載示意

圖7 油壓千斤頂加載系統(tǒng)布置

為了探討壩體的受力狀態(tài)及各種地質(zhì)構(gòu)造對壩體應(yīng)力穩(wěn)定的影響，在壩肩巖體內(nèi)部、基礎(chǔ)以及壩體表面分別布設(shè)了14、46、36套位移計。為分析壩體的應(yīng)力分布及壩在加載過程中的破壞機制，在壩體的上下游面貼有電阻片，在上游壩踵處還貼有拐彎電阻片。試驗共布置電阻片250片，布置如圖8所示。

圖8 上游應(yīng)變片布置及連線

將外部位移計、內(nèi)部位移計和壩面應(yīng)變片與數(shù)據(jù)采集系統(tǒng)(NI和UCAM-70A)連接，通過計算機進行數(shù)據(jù)采集操作，實時反饋數(shù)據(jù)。外部破壞監(jiān)測通過視頻監(jiān)控系統(tǒng)進行。各個設(shè)備均可以實現(xiàn)實時監(jiān)測壩體、以及基礎(chǔ)各個部位的破壞情況。

2 試驗結(jié)果分析

2.1 壩體位移分析

正常水荷載作用下，壩體順河向位移分布如圖9所示。由圖9可以看出，壩體的順河向變形在拱冠梁3/4壩高處最大。由于大壩右岸地質(zhì)條件復(fù)雜，發(fā)育有jef36、jef38、jef4、jef61以及jef8等斷層構(gòu)造，雖然右岸斷層jef4采取了加固措施，但由于jef36靠壩體很近，且向山里延伸很長，故整體而言大壩右端的順河向變形略大于大壩左端。

拱冠梁在超載過程中的順河向和橫河向位移分別如圖10和圖11所示，其中順河向位移以指向下游為正，橫河向位移以指向左岸為正。由圖10可知，拱冠梁高程800.00 m以上在超載過程中的順河向位移顯著大于高程800.00 m以下；1～6P0水荷載作用下，高程713.00～750.00 m拱冠梁順河向變形整體較??；3～5P0水荷載作用下壩體變形速率有所增加；水荷載大于11P0后，壩體變形速率進一步增大。

圖9 正常水載下拱壩下游面順河向變形單位：高程,m;其他，mm

圖10 拱冠梁順河向位移與超載倍數(shù)的過程曲線

圖11 拱冠梁橫河向位移與超載倍數(shù)的過程曲線

由圖11可知，拱冠梁壩頂高程測點在超載過程中的橫河向變形較為明顯且指向左岸。800.0 m高程測點在超載過程中略向右岸變形但量值不大。其他高程測點的橫河向變形很小可以忽略。

2.2 壩體應(yīng)力分析

正常水荷載作用下壩體的應(yīng)力分布如圖12所示。由圖12可知，上游壩面壩踵最大拉應(yīng)力為2.88 MPa，位于河床右岸；拱向最大壓應(yīng)力為3.13 MPa，位于拱冠梁高程800.00 m附近。下游壩面梁向最大拉應(yīng)力為1.23 MPa，位于拱冠梁高程800.00 m附近；壩趾最大壓應(yīng)力為4.90 MPa，位于河床左岸。壩體的應(yīng)力分布和主應(yīng)力軌跡線符合一般拱壩應(yīng)力分布規(guī)律。

圖12 正常水荷載下拱壩壩面應(yīng)力分布(0.1MPa)

2.3 開裂破壞過程分析

綜合電阻片、攝像采集等手段獲取了壩體在超載過程中由線性變形到非線性變形、再到開裂直至整體破壞的全過程。在正常水荷載1.0P0作用下，大壩及兩壩肩工作正常，未出現(xiàn)開裂及屈服區(qū)；1.75～2P0載荷作用下，上游壩踵右岸jef4附近最先開裂；2～4P0載荷作用下，上游壩踵右側(cè)開裂，裂縫擴展延伸；4～4.5P0載荷作用下，上游壩體高程750.00 m左岸出現(xiàn)開裂；4.5～5P0載荷作用下，由變形分析可知壩體大部分進入非線性狀態(tài)；5～6P0載荷作用下，上游裂縫向下游延伸；6～7.0P0載荷作用下，下游壩趾局部出現(xiàn)開裂；7P0～10P0載荷作用下，出現(xiàn)了較為明顯的裂紋擴展，包括①下游壩面裂縫繼續(xù)擴展②壩趾、壩踵處裂縫擴展③上游jef36附近裂縫向兩岸擴展；10～12P0載荷作用下達到承載極限，結(jié)構(gòu)迅速大變形，荷載很難向上增加，大壩喪失承載力。壩體和壩基的最終上下游面破壞情況如圖13所示，其中數(shù)字表示裂縫起裂時的超載倍數(shù)。

圖13 拱壩破壞過程 單位：高程，m

試驗加載完畢拆卸模型過程中可以發(fā)現(xiàn)，左右兩岸壩肩破壞不大，壩肩基礎(chǔ)整體強度較好，如圖14所示。左岸壩肩的裂縫明顯少于右岸，左岸的受力條件更好。兩岸壩肩上的裂縫多位于接壩處附近，延伸范圍不大；在各平切高程中，斷層均未形成錯動；在高程740.00～800.00 m，壩肩破壞相對更加明顯，裂縫更多；在高程800.00 m以上和高程740.00 m以下，裂縫相對較少。

圖14 壩肩最終開裂示意

各斷層在超載過程中破壞較少。斷層jef36在高程880.00 m左岸有一條斜向裂縫延伸較長，在高程870.00、800.00 m等附近有一些小裂縫，延伸范圍均很小，斷層jef36未見明顯錯動；斷層jef4在高程740.00～760.00 m發(fā)現(xiàn)幾條小裂縫，其余高程未見明顯開裂，也未見明顯錯動；斷層jef38未見明顯開裂和錯動。

2.4 整體穩(wěn)定性分析

拱壩從加載到破壞的全過程可以用3個整體特征超載安全系數(shù)來描述，并將其作為拱壩整體穩(wěn)定性的評價指標(biāo)[17]。K1表示起裂安全系數(shù)，即裂紋起裂(通常發(fā)生在壩踵區(qū))時的水荷載為K1P0(其中P0為正常水荷載)。K2表示大壩非線性變形起始安全系數(shù)，對應(yīng)的水荷載為K2P0。當(dāng)水荷載為K3P0時，壩體出現(xiàn)較大開裂，喪失承載能力?？梢?，K1

試驗?zāi)M了拱壩區(qū)域的主要地質(zhì)構(gòu)造，盡管該區(qū)域地形、地質(zhì)較為復(fù)雜，特別是左右岸穿壩的斷層jef4，但由于對其采取了加固措施，在正常水荷載P0作用下，沒有形成較大應(yīng)力集中，所測得的應(yīng)力、變形能滿足規(guī)范的要求。在2.0倍水荷載作用下，壩踵右側(cè)開始出現(xiàn)微破裂，故K1=2.0。加載至4.5～6.0倍水荷載時，壩體開始進入非線性，壩基在5～6P0后出現(xiàn)局部破壞，下游壩趾在6～7P0時開裂，故K2=4.5～6.0。隨著超載過程繼續(xù)，地基裂縫逐漸向兩岸延伸，加載至11～12P0時，結(jié)構(gòu)出現(xiàn)大變形，荷載很難再向上增加，大壩喪失承載力，故K3=11～12。

最終破壞時，破壞區(qū)域主要集中于地基，壩體破壞程度較小，且右岸破壞較左岸嚴(yán)重。整體而言，壩體上的裂縫不多，除右岸壩體及拱冠梁壩體有一些水平縫和豎直縫，上游壩體及下游左岸壩體無明顯裂縫。

3 與數(shù)值模擬結(jié)果對比分析

拱壩整體穩(wěn)定是一個變形問題，反映的是一個從彈性狀態(tài)到極限承載狀態(tài)的破壞過程，基于最小塑性余能原理的變形加固理論主要研究荷載超出結(jié)構(gòu)極限承載力后的結(jié)構(gòu)失穩(wěn)行為。對于理想彈塑性模型，按照增量型正交流動法則和一致性條件進行的應(yīng)力調(diào)整過程將使塑性余能趨于極小值，而結(jié)構(gòu)整體上趨于加固力最小化、自承力最大化的狀態(tài)[10]。

數(shù)值模擬采用三維非線性有限元軟件TFINE，計算出不同工況下的不平衡力和塑性余能范數(shù)。本節(jié)基于數(shù)值計算和模型試驗的對比，綜合評價拱壩的整體穩(wěn)定性，確定工程穩(wěn)定的控制部位和值得注意的薄弱區(qū)域。

3.1 計算網(wǎng)格

數(shù)值模擬采用三維模型進行計算，計算坐標(biāo)系以壩頂拱冠梁上游點為坐標(biāo)原點，向左岸為X軸正方向，向下游為Y軸正方向，豎直向下為Z軸正方向。上游模擬范圍大于1.5倍壩高，下游模擬范圍大于等于3倍壩高；左右兩岸模擬范圍大于2倍壩高；壩基模擬深度大于1.5倍壩高，壩頂高程以上模擬1倍壩高以內(nèi)壩坡。整個模擬范圍為680 m×770 m×567 m(長×寬×高)。各方向模擬范圍為X軸方向：-340～340 m；Y軸方向：-289～480 m；Z軸方向：-139.5～427.5 m。網(wǎng)格采用八節(jié)點六面體和六節(jié)點五面體單元，節(jié)點總數(shù)為132 583，單元總數(shù)為120 048。整體計算網(wǎng)格如圖15所示。

圖15 有限元整體計算網(wǎng)格

3.2 位移對比

模型試驗和數(shù)值模擬得到的拱梁順河向位移曲線對比如圖16所示。整體而言，模型試驗與數(shù)值模擬在壩體位移上吻合情況較好。除個別點外，模型試驗得到的位移值要略小于數(shù)值模擬得到的位移值，左拱梁的位移略大于右拱梁。

圖16 模型試驗與數(shù)值模擬壩體位移比較

3.3 應(yīng)力對比

正常水荷載下，模型試驗得到的壩踵最大拉應(yīng)力為2.88 MPa，位于壩踵右側(cè)，數(shù)值模擬純水載工況下上游壩踵最大拉應(yīng)力為于壩踵左側(cè)，量值為2.94 MPa，兩者數(shù)值上較為吻合，但兩者的位置有些差別；模型試驗得到的下游最大壓應(yīng)力為6.31 MPa，位于下游高程750.00 m左拱端，數(shù)值模擬純水載工況下得到的下游最大壓應(yīng)力為8.23 MPa，位置在下游高程730.00左拱端，試驗與數(shù)值結(jié)果基本吻合。數(shù)值計算得到的下游壩面主應(yīng)力矢量如圖17所示，與圖12(b)對比可知應(yīng)力分布規(guī)律基本一致。

圖17 數(shù)值模擬得到的下游壩面主應(yīng)力矢量

3.4 破壞模式對比

在變形加固理論體系中，結(jié)構(gòu)的破壞程度和范圍可以用不平衡力表征，不平衡力集中的區(qū)域就是結(jié)構(gòu)容易開裂破壞的部位[10]。拱壩左、右岸壩踵區(qū)在超載過程中的不平衡力如表4所示，建基面在超載過程中的不平衡力分布矢量如圖18所示。分析可知，不平衡力主要分布在河床壩踵處，最大值出現(xiàn)在右壩踵附近。右岸不平衡力主要由地基引起(箭頭朝向壩體)，左岸由壩體和地基共同引起，且右岸壩踵不平衡力要大于左岸壩踵不平衡力(2倍超載時分別為361 t和52 t)。模型試驗中，右岸壩踵部位的巖體破壞要嚴(yán)重一些，左岸壩踵的開裂則位于壩體和基礎(chǔ)相交的部位，如圖19所示。因此，數(shù)值計算和模型試驗是一致的。數(shù)值計算中，在2倍超載時，不平衡力有明顯的突變，這與模型試驗的結(jié)果K1=2.0也相吻合。

圖18 拱壩建基面超載過程中的不平衡力矢量

圖19 拱壩上游面壩踵部位破壞

表4 拱壩壩踵區(qū)不平衡力 /t

對于下游壩面的破壞，由圖20和圖21對比可知，下游壩面破壞位于靠近河床壩址的拱冠梁右側(cè)部位，地基破壞位于河床壩址部位。而屈服區(qū)也出現(xiàn)在這兩個部位。數(shù)值計算表明，下游壩體出現(xiàn)屈服區(qū)較小、不平衡力也較??；而模型試驗破壞圖表明，下游壩面破壞程度也較小。

圖20 拱壩下游3.5倍水載點安全度和屈服區(qū)

圖21 拱壩下游壩趾部位破壞情況

4.5 整體穩(wěn)定綜合分析

變形加固理論認(rèn)為，最小塑性余能是對結(jié)構(gòu)自我調(diào)整能力不足的測度，采用K-ΔEmin曲線可評價拱壩的整體穩(wěn)定性，荷載狀態(tài)K為正常水荷載倍數(shù)，ΔEmin為該荷載狀態(tài)對應(yīng)的最小塑性余能。圖22為拱壩壩體、基礎(chǔ)及總體塑性余能范數(shù)隨超載倍數(shù)的變化曲線。從圖中可以看出，基礎(chǔ)的塑性余能范數(shù)曲線在2～2.5倍水載之間已經(jīng)開始增長緩慢，這與模型試驗得到的K1=2.0，吻合較好。整體而言，壩體塑性余能范數(shù)很小，幾乎為0；基礎(chǔ)余能范數(shù)占總體余能范數(shù)的比重達到100%，其中右岸基礎(chǔ)余能范數(shù)占總體的80%以上，這也與模型試驗右岸破壞較為嚴(yán)重相吻合。

圖22 拱壩壩體、基礎(chǔ)及總體余能范數(shù)隨超載的變化曲線

5 結(jié) 論

(1)正常工況下，拱壩的順河向變形在拱冠梁3/4壩高處最大，左拱梁位移略大于右拱梁，與計算值較為吻合。壩體的應(yīng)力分布、主應(yīng)力軌跡線符合一般拱壩規(guī)律。

(2)超載試驗表明K1=2.0P0(上游壩踵開裂荷載，P0為1.0倍水載)，主要出現(xiàn)在河床附近壩踵。在超載2～4.5P0過程中，壩踵裂縫緩慢擴展，壩體其他位置未見開裂;超載至K2=4.5～6P0時，上游壩踵裂縫已經(jīng)向兩側(cè)延伸，下游壩趾出現(xiàn)壓剪破裂，下游壩面大壩也出現(xiàn)裂縫，出現(xiàn)非線性變形；當(dāng)超載至K3=11～12.0P0，大壩喪失承載能力。

(3)下游兩岸地基條件較好。左右兩岸基礎(chǔ)的破壞都在較高倍水載時才發(fā)生，且右岸裂縫比左岸形成稍早。超載過程中，斷層jef36、jef4局部出現(xiàn)開裂但未見明顯錯動，兩岸壩肩上的裂縫多位于接壩處附近，延伸范圍不大。

總體而言，拱壩在超載過程中，基礎(chǔ)和壩體的破壞程度均較小，整體上是穩(wěn)定的。