王建國(guó)

（新疆伊犁河流域開發(fā)建設(shè)管理局，新疆 伊寧 830000）

某大壩安全監(jiān)測(cè)資料的反饋分析

王建國(guó)

（新疆伊犁河流域開發(fā)建設(shè)管理局，新疆 伊寧 830000）

為了全面了解和監(jiān)控樞紐的建設(shè)和運(yùn)行情況，特別是攔河大壩的變形、滲流及應(yīng)力發(fā)展，樞紐中埋設(shè)了大量觀測(cè)儀器并進(jìn)行了持續(xù)的監(jiān)測(cè)，并取得了豐富的觀測(cè)資料，這些資料為該壩的反饋分析提供了必要的基礎(chǔ)。根據(jù)大壩監(jiān)測(cè)資料整理及分析成果，對(duì)某心墻堆石壩進(jìn)行了有限元變形滲流反饋，并預(yù)測(cè)和評(píng)價(jià)壩體今后的變形和滲流安全。

滲流反饋；變形；滲流安全；安全監(jiān)測(cè)

1 工程概況

某水利樞紐攔河壩壩型為粘土心墻堆石壩，壩頂高程 1 003 m，最大壩高 108 m，壩頂長(zhǎng)度 362 m，壩頂寬 12.0 m，上游壩坡 1∶2.5，下游綜合壩坡1∶2.33，心墻防滲體頂高程 1 001.0 m，寬 6.0 m，心墻上下游邊坡1∶0.3。

2 計(jì)算方法及參數(shù)

在心墻堆石壩的施工、蓄水過程中，壩體，特別是心墻內(nèi)的土骨架變形和滲壓之間存在比較復(fù)雜的耦合關(guān)系，基于 Biot固結(jié)理論的有效應(yīng)力計(jì)算分析方法是最接近實(shí)際情況的分析方法。

在計(jì)算分析中選用國(guó)內(nèi)比較通行的沈珠江雙屈服面彈塑性模型（簡(jiǎn)稱沈珠江模型），模擬土骨架的應(yīng)力應(yīng)變關(guān)系，并采用增量迭代法進(jìn)行計(jì)算。計(jì)算中未考慮筑壩材料的流變和濕化。

沈珠江雙屈服面模型采用如下彈塑性增量應(yīng)力應(yīng)變關(guān)系，按（1）-（2）式計(jì)算：

式中［］Dep為彈塑性模量矩陣，對(duì)于平面應(yīng)變問題Ge和 Be分別為彈性剪切模量和體積模量，按式（3）～（4）計(jì)算：

v 為泊松比，可以取 1/3。Eur按照式（4）計(jì)算

Pd為大氣壓力 1.01×105kPa。A1和 A2為 2 個(gè)塑性系數(shù)，按式（5）-（12）計(jì)算：

式中：

該模 型 共有 9 個(gè) 計(jì) 算參 數(shù) c′，φ′，K，Kur，n，Rf和 cd，nd，Rd，可由一組不同圍壓下的三軸試驗(yàn)得出。模型采用以下雙屈服面：

式（11）和式（12）同時(shí)成立表示全加荷，同時(shí)不成立表示卸荷，其中之一成立表示部分加荷。如果A1=A2=0，彈塑性矩陣將退化為彈性矩陣。

分析中假定土體中的孔隙氣以氣泡形式封閉或溶解在孔隙水中，把水氣混合體當(dāng)作一種可壓縮的流體對(duì)待，認(rèn)為流動(dòng)服從 Darcy 定律，并取滲透系數(shù)為常量。含氣水的壓縮系數(shù)按式（13）-（14）考慮：

其中，ns為孔隙率；Sr為飽和度；c0為無氣水壓縮系數(shù)，其值為 4.7×10-7kPa-1，Pw為孔隙水壓力。飽和度按 H ilf公式計(jì)算：

其中，（Sr）0為填筑時(shí)的初始飽和度；ch為亨利溶水系數(shù)，常溫下可以近似取 0.02；Pa為大氣壓；Pw為孔隙壓力。

3 計(jì)算概況

對(duì)攔河大壩的監(jiān)測(cè)以河床最大 0＋175 m 斷面為主監(jiān)測(cè)斷面，并以左岸 0＋123.5 m 斷面和右岸0＋223 m 斷面為副監(jiān)測(cè)斷面，兩岸 0＋060 m 和 0＋270 m 斷面的監(jiān)測(cè)用于考察安排開挖較陡處的拱效應(yīng)。

參考實(shí)際的施工和蓄水過程，計(jì)算過程模擬了實(shí)際施工、蓄水運(yùn)行的全部過程（從 2003 年 10月開始施工，2005 年 6 月填至壩頂；同年 6 月 25日開始蓄水，一直到監(jiān)測(cè)資料結(jié)束時(shí)，即 2006 年 1月），共計(jì) 36 個(gè)計(jì)算級(jí)，分為 3 個(gè)階段。

第一階段（1-5 級(jí)）：從 2003 年 10 月至 2004年 5 月，模擬了圍堰檔水的干填筑期，期間庫水位保持為 920.70 m，壩體填高至 922.2 m。其中包括一個(gè)計(jì)算級(jí)，壩體填筑高程和庫水位均不發(fā)生變化，為 2003 年底到 2004 年初約 3 個(gè)月時(shí)間的冬季停工期。

第二階段（6-22 級(jí)）：從 2004 年 5 月至 2005年 6月，模擬壩體一邊填筑一邊蓄水的過程，期末，壩體填筑到頂（1 002.0 m 高程），水庫蓄水至945.70 m。其中也包括一個(gè)計(jì)算級(jí)壩體填筑高程和庫水位均不發(fā)生變化，為 2004 年底到 2005 年初約4個(gè)月時(shí)間的冬季停工期。

第三階段（23-36 級(jí)）：從 2005 年 6 月至 2006年1月為蓄水期，模擬水庫蓄水、水位上升的過程，該段時(shí)期內(nèi)庫水位自 945.70 m 上升至 986.63 m，6 月內(nèi)水位上升超過 40 m。

第三階段后，假定庫水位按照原先的速度繼續(xù)上升，直到達(dá)到正常蓄水位 995.0 m，這個(gè)階段的模擬用 37～39 級(jí)的計(jì)算來完成。

為預(yù)估水位驟降、驟升條件下壩體的變形滲流情況，在第四階段結(jié)算后，還增加了 2 段各 3 級(jí)針對(duì)虛擬情況的計(jì)算，以考察非常運(yùn)用情況下壩體的變形滲流情況。每段分析前后均安排一段長(zhǎng)2年的時(shí)間用以消散超靜孔壓，以得到比較穩(wěn)定的計(jì)算初始狀態(tài)。對(duì)于庫水位的驟升驟降，國(guó)內(nèi)尚無明確限制。但為了體現(xiàn)極限情況，模擬中假定7 d內(nèi)水位發(fā)生驟升驟降，范圍設(shè)定為死水位 964.0 m～正常蓄水位 995.0 m 共 31 m 的區(qū)間。

壩體填筑分期情況，及填筑過程與庫水位上升的關(guān)系，見圖 1。

圖1 填筑過程與庫水位上升關(guān)系

4 計(jì)算分析成果及其分析

4.1 填筑期的反饋分析

計(jì)算的反饋分析主要針對(duì)壩體填筑期進(jìn)行，即上述第一和第二階段。壩體填筑完成時(shí)的沉降分布，最大沉降發(fā)生在壩高 1/3～1/2 范圍內(nèi)，心墻沉降量大于壩殼沉降量，與實(shí)測(cè)一致。最大沉降發(fā)生的位置比一般土石壩中最大沉降發(fā)生的位置略低，原因在于堆石壩上下游壩坡均比較緩。壩體中不同高度處的計(jì)算沉降和實(shí)測(cè)沉降不僅在大小上符合較好，并且其沿深度的變化規(guī)律也非常接近。壩體實(shí)測(cè)最大沉降為 422 mm，計(jì)算最大沉降為450 mm，兩者發(fā)生高程基本一致。壩體沉降率小于0.5%，說明該壩施工質(zhì)量較好。沈珠江曾發(fā)現(xiàn)，對(duì)于狹窄河谷中的土石壩，三維計(jì)算值約為二維的 75%～80%，考慮心墻堆石壩壩址河谷寬度不太窄，可以認(rèn)為上述計(jì)算和實(shí)測(cè)最大沉降之間的差異正體現(xiàn)了二維計(jì)算條件與實(shí)際三維條件的差異。

壩殼中有效大主應(yīng)力最大值為 2.09 MPa，有效小主應(yīng)力最大值為 1.10 MPa；心墻中有效大主應(yīng)力最大值為 1.32 MPa，有效小主應(yīng)力最大值為0.79 MPa。根據(jù)斷面應(yīng)力分布可見，由于心墻沉降大于壩殼，壩殼對(duì)心墻存在明顯的拱效應(yīng)，這一方面加大了壩殼所受豎直應(yīng)力，另一方面則減小心墻的豎向應(yīng)力。拱效應(yīng)在較低高程處比較明顯，而較高高程處逐漸趨緩。同時(shí)，由于心墻下游側(cè)地形凸起，下游側(cè)拱效應(yīng)較上游側(cè)更為明顯，說明心墻上下游側(cè)開挖地形的差異對(duì)心墻的應(yīng)力狀態(tài)會(huì)有較大的影響。盡管心墻兩側(cè)存在一定的拱效應(yīng)，但是心墻中的有效應(yīng)力仍然保持較高水平，因此，發(fā)生水平、豎直裂縫或水力劈裂的可能性很小。

壩體填筑完成時(shí)，壩體中應(yīng)力水平分布比較均勻，這說明壩體設(shè)計(jì)合理，不會(huì)發(fā)生剪切破壞，整體穩(wěn)定性比較容易保證。應(yīng)力水平最高值為 0.5，發(fā)生在庫水位線下的心墻上游側(cè)，原因在于心墻透水性較低，受到庫水推力作用時(shí)向下游發(fā)生彎曲變形，因而接近心墻的上游壩殼由于圍壓減小而應(yīng)力水平增高。

4.2 蓄水期的模擬分析

末期（2006 年 1 月）壩體的沉降和孔壓分布已有監(jiān)測(cè)結(jié)果。假定保持原水位上升速度，首次蓄水至正常蓄水位時(shí)壩體的沉降和孔壓分布。繼續(xù)蓄水，直至蓄到正常蓄水位時(shí)，壩體的沉降較竣工時(shí)不會(huì)有大的變化，這與實(shí)測(cè)結(jié)果是一致的。同時(shí)，水位不斷上升的過程中，心墻內(nèi)孔隙壓力沒有明顯積累，從上游側(cè)到下游側(cè)，孔隙壓力沿著心墻迅速降低，該分布符合一般規(guī)律。

4.3 水位驟降、驟升預(yù)測(cè)

在模擬蓄水至正常蓄水位 995.0 m 后，采用反饋得到的參數(shù)預(yù)測(cè)了經(jīng)歷極限運(yùn)用條件時(shí)壩體的安全性。

經(jīng)過近5年的孔隙壓力穩(wěn)定后得到的孔隙壓力分布，孔壓分布非常接近，這說明在按照實(shí)際蓄水速度進(jìn)行蓄水時(shí)，庫水位上升造成的超靜孔隙水壓力消散較快，心墻中已明顯形成穩(wěn)定滲流。

水位在 7 d 內(nèi)驟降、驟升 31 m 剛剛完成時(shí)壩體的計(jì)算孔隙壓力分布。由于水位升降速度過快，心墻內(nèi)出現(xiàn)了比較明顯的孔壓變化的滯后現(xiàn)象。但是，由于心墻中孔壓沒有大的累積和增長(zhǎng)，孔壓值比總應(yīng)力小很多，同時(shí)，水力梯度較穩(wěn)定滲流期增大不多，因此，心墻發(fā)生水力劈裂和滲透破壞的可能性不大。

驟升驟降發(fā)生后，壩體變形沒有大的增長(zhǎng)，應(yīng)力水平略有提高，水位驟降后，應(yīng)力水平達(dá) 0.5 以上的區(qū)域范圍有所擴(kuò)大，但仍局限于心墻下部及其上游側(cè)。水位驟升后，應(yīng)力水平較剛填筑完成時(shí)變化較多，主要體現(xiàn)在心墻上部及其下游側(cè)應(yīng)力水平下降，而心墻中下部及其上游側(cè)，特別是心墻中部緊貼心墻的壩殼部分應(yīng)力水平大幅上升，上游壩面附近應(yīng)力水平也有較大上升。出現(xiàn)此現(xiàn)象的原因在于短期內(nèi)水位上升時(shí)，心墻來不及透水而在水荷載作用下向下游彎曲，從而下游側(cè)由于受到擠壓而圍壓升高，剪應(yīng)力水平下降；而上游側(cè)則由于側(cè)向釋放而圍壓降低，從而導(dǎo)致剪應(yīng)力水平上升。

5 結(jié)論

1）反演分析說明，大壩變形、孔壓及應(yīng)力分布符合土石壩的一般規(guī)律。

2）計(jì)算分析較好地反映了大壩的沉降變形及滲壓分布，計(jì)算值與實(shí)測(cè)值均符合很好。在反演分析基礎(chǔ)上的預(yù)測(cè)計(jì)算說明，蓄水至正常蓄水位后，壩體沉降變形較竣工期變化不大，同時(shí)，心墻仍能繼續(xù)承擔(dān)絕大部分水頭。

3）無論竣工期還是蓄水期，壩體最大沉降均小于 0.5%；同時(shí)，壩體內(nèi)部剪應(yīng)力不高，且分布均勻，說明壩體設(shè)計(jì)合理，施工質(zhì)量較好，變形已基本穩(wěn)定，長(zhǎng)期來講不會(huì)出現(xiàn)壩體變形或壩坡穩(wěn)定問題。

4）心墻內(nèi)不會(huì)出現(xiàn)大幅度的孔壓積累和增長(zhǎng)現(xiàn)象，孔壓整體水平較低，且消散比較迅速，不會(huì)對(duì)壩體安全造成影響。

5）壩殼對(duì)心墻存在一定拱效應(yīng)，但不明顯。心墻靠近下游壩底處壩殼與心墻相互作用較大，但心墻內(nèi)絕大部分位置孔壓水平較低，因此心墻中大、小主應(yīng)力均能保持較高數(shù)值，壩體內(nèi)不具備出現(xiàn)水力劈裂的應(yīng)力條件。

6）在水位驟升、驟降條件下，心墻同樣不具備發(fā)生水力劈裂的應(yīng)力條件，心墻內(nèi)水力坡降不大，不具備發(fā)生滲透破壞的水力條件。壩體沒有明顯大幅變形出現(xiàn)，雖然壩體部分區(qū)域剪應(yīng)力水平增長(zhǎng)較高，但區(qū)域較小，壩體的變形和穩(wěn)定安全性均能基本保證。

7）變形滲流耦合的計(jì)算分析說明，心墻堆石壩的設(shè)計(jì)合理，在竣工期、蓄水期及極限運(yùn)用條件下都能基本保證其安全性。

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