梁 巖，毛瑞敏，王 毅，羅小勇

(1.鄭州大學(xué) 土木工程學(xué)院，河南 鄭州 450001；2.華能瀾滄江水電開發(fā)有限公司，云南 昆明 650214；3.中南大學(xué) 土木工程學(xué)院，湖南 長(zhǎng)沙 410075)

防滲墻是一種修建在松散透水層或土石壩(堰)中起防滲作用的地連續(xù)墻[1]。防滲墻技術(shù)源于20世紀(jì)50年代的歐洲，因其結(jié)構(gòu)可靠、防滲效果好、適應(yīng)各類地層條件、施工簡(jiǎn)便以及造價(jià)低等優(yōu)點(diǎn)[2-3]，尤其是在處理壩基滲漏、壩后流土、管涌等滲透變形隱患問(wèn)題上效果良好，在國(guó)內(nèi)外得到了廣泛應(yīng)用[4-9]。防滲墻施工監(jiān)測(cè)是防滲墻施工的重要組成部分[10]。根據(jù)防滲墻施工監(jiān)測(cè)與數(shù)值模擬的對(duì)比分析對(duì)誤差進(jìn)行預(yù)測(cè)調(diào)整，不僅可以避免施工事故，還可以使防滲墻最大限度地接近理論狀態(tài)[11-14]。

我國(guó)水利水電工程中有防滲要求的建筑物一般首選防滲墻，經(jīng)過(guò)多年的應(yīng)用與創(chuàng)新，防滲墻技術(shù)已經(jīng)相當(dāng)成熟，但研究主要集中在防滲墻結(jié)構(gòu)特性與施工方面，對(duì)防滲墻施工監(jiān)測(cè)方面的研究較少[15-20]。本文以龍開口水電站壩基深槽開挖工程為依托，采用有限元方法確定砂卵石地基土體對(duì)防滲墻支承剛度系數(shù)的合理取值，建立防滲墻支護(hù)結(jié)構(gòu)與土體相互作用的有限元模型，分析施工過(guò)程中墻體的可靠性，并對(duì)施工期間防滲墻的變形進(jìn)行實(shí)時(shí)監(jiān)測(cè)。防滲墻的實(shí)時(shí)監(jiān)測(cè)有利于避免施工事故的發(fā)生，保證防滲墻施工期間的安全。

1 工程概況

圖1 單層人字形防滲墻方案(單位：cm)Fig.1 Monolayer herringbone underground wall for retaining water (unit: cm)

龍開口水電站壩基施工過(guò)程中，在河床壩基處發(fā)現(xiàn)1條內(nèi)部填滿砂卵石的深槽，深槽寬約20 m，覆蓋層厚度達(dá)30 m，且沿順河向延伸穿越水電站大壩基礎(chǔ)。如果不對(duì)深槽進(jìn)行加固防滲處理，會(huì)嚴(yán)重影響龍開口水電站壩基的施工質(zhì)量，結(jié)合實(shí)際工程情況，在壩基深槽處設(shè)置1道人字形防滲墻(見(jiàn)圖1)。

防滲墻為鋼筋混凝土結(jié)構(gòu)，厚1.2 m，高24.5 m,最大寬度24.0 m，開挖高程1 186.5～1 162.0 m。為保證深槽開挖過(guò)程中防滲墻的結(jié)構(gòu)穩(wěn)定性，在防滲墻后設(shè)置一定的撐梁支護(hù)，并采用分層開挖與邊開挖邊支護(hù)的開挖方式。深槽內(nèi)砂卵礫石層共分6層進(jìn)行開挖，各層開挖厚度分別為6.5,4.0,4.0,4.0,3.0,3.0 m，開挖過(guò)程共澆筑4道支撐梁：第1道支撐梁(EL.1 180～1 184 m)；第2道支撐梁(EL.1 176～1 180 m)；第3道支撐梁(EL.1 172～1 176 m)；第4道支撐梁(EL.1 168～1 172 m)。

2 支承剛度系數(shù)的確定

采用Midas有限元分析軟件，選用四節(jié)點(diǎn)薄板單元模擬鋼筋混凝土防滲墻墻體，八節(jié)點(diǎn)六面體實(shí)體單元建立復(fù)雜的砂卵石地基土體非線性彈性模型。根據(jù)地基資料，取砂土黏聚力c=0，內(nèi)摩擦角32°，土體按照非線性材料考慮。約束土體兩側(cè)面及底面節(jié)點(diǎn)X，Z軸的平移自由度和繞X，Y，Z軸的轉(zhuǎn)動(dòng)自由度，在土體后方的面內(nèi)節(jié)點(diǎn)上沿Y軸施加一般支承約束，土體前面的節(jié)點(diǎn)沿Y軸負(fù)方向設(shè)置只受壓的節(jié)點(diǎn)彈性支承約束，支承剛度設(shè)置為109kN/m，土體頂面無(wú)約束。

防滲墻發(fā)生單位位移時(shí)，單位面積地基土的反力即為土體的支承剛度系數(shù)。為了確定防滲墻后土體的支承剛度系數(shù)，先對(duì)砂卵石地基發(fā)生單位位移的情況進(jìn)行有限元模擬，使地基土體單元的節(jié)點(diǎn)發(fā)生單位位移，計(jì)算節(jié)點(diǎn)反力，從而確定支承剛度系數(shù)。

圖2 支撐剛度系數(shù)計(jì)算模型Fig.2 Support stiffness coefficient calculation model

圖3 施加強(qiáng)制位移節(jié)點(diǎn)布置Fig.3 Layout of forced displacement node

防滲墻后土體主要為漂石砂卵礫石層，根據(jù)現(xiàn)場(chǎng)測(cè)試，壓縮模量Es為0.035 ～0.400 GPa?？紤]到土體界面與巖石界面的接觸形式介于剛性連接和滑動(dòng)支承之間，分別選取Es=0.035和0.400 GPa，土體界面與巖石界面分別用剛性連接和滑動(dòng)支撐模擬建立了4種有限元分析模型，模型1(剛性連接)和模型2(滑動(dòng)支撐)的壓縮模量Es為0.035 GPa；模型3(剛性連接)和模型4(滑動(dòng)支撐)的壓縮模量Es為0.400 GPa。

支撐剛度系數(shù)計(jì)算模型如圖2所示，砂卵石地基土采用實(shí)體單元模擬。在模型的XOZ平面內(nèi)選取適當(dāng)?shù)墓?jié)點(diǎn)沿Y軸正方向施加1 mm的強(qiáng)制位移以求解砂卵石地基的支承剛度系數(shù)，灰色區(qū)域?yàn)槭┘訌?qiáng)制位移位置的變形。考慮到節(jié)點(diǎn)所受約束的強(qiáng)度會(huì)隨其與邊界距離的不同而發(fā)生變化，在XOZ平面內(nèi)的同一深度，分別選取關(guān)鍵截面上的67，68，70，72，74，76和77號(hào)節(jié)點(diǎn)作為強(qiáng)制位移的施加位置(如圖3所示)。在4種模型中分別在上述節(jié)點(diǎn)沿Y軸正方向施加1 mm節(jié)點(diǎn)強(qiáng)制位移。

同一深度，強(qiáng)制位移作用節(jié)點(diǎn)沿X軸方向變化時(shí)，節(jié)點(diǎn)上Y方向反力如表1所示。

綜合分析上述4種模型的計(jì)算結(jié)果，可知防滲墻與砂卵石地基土體之間的接觸形式更接近于滑動(dòng)支撐連接，壓縮模量取值越大，土體剛度系數(shù)也越大。砂卵石河床地基土體的支承剛度系數(shù)計(jì)算值都在35 kN/mm左右，土體上表面支撐剛度系數(shù)約為18 kN/mm，邊界處根據(jù)巖石支撐剛度范圍支承剛度系數(shù)為32～44 kN/mm。

表1 不同模型中各節(jié)點(diǎn)Y方向的反力Tab.1 Reacting forces of nodes of different models in Y aixs direction kN

3 不同支撐條件下防滲墻可靠性分析

為分析支承條件變化對(duì)防滲墻可靠性分析的影響，選取防滲墻上游水位為1 195 m，砂礫石層開挖至1 176 m時(shí)，建立不同的支承剛度系數(shù)有限元模型，通過(guò)對(duì)比各模型防滲墻的位移與內(nèi)力，分析支承剛度系數(shù)變化對(duì)防滲墻可靠性分析的影響。

模型A：選取35 kN/mm作為防滲墻后土體支承剛度系數(shù)，不考慮不同土體支承剛度系數(shù)取值對(duì)防滲墻可靠性分析的影響。

模型B：土體上表面取支承剛度系數(shù)為18 kN/mm；距左右兩側(cè)面邊界0～1.5 m范圍內(nèi)取支承剛度系數(shù)為44 kN/mm，1.5～4.0 m范圍內(nèi)取支承剛度系數(shù)為38 kN/mm；其余部分取為35 kN/mm。

模型C：土體上表面取支承剛度系數(shù)為18 kN/mm；距左右兩側(cè)面邊界0～1.5 m范圍內(nèi)取支承剛度系數(shù)為32 kN/mm，其余部分取支承剛度系數(shù)為35 kN/mm。

防滲墻底部嵌入巖體，頂部與大壩澆筑成整體，周邊為巖石，故在防滲墻有限元模型中將防滲墻上下端視為固定端，左右視為簡(jiǎn)支。模型計(jì)算簡(jiǎn)圖和防滲墻有限元模型如圖4和5所示，圖中H1為開挖及地基加固均已完成的高度,H2為防滲墻開挖地基尚未加固高度，1 186.5和1 162.0 m為深槽開挖的高程?？紤]砂礫石地基的彈性支承作用，在H1以上范圍內(nèi)取彈簧剛度為60 000 kN/m的彈性支座，在H1以下范圍內(nèi)取彈簧剛度為30 000 kN/m的彈性支座。

圖4 模型計(jì)算Fig.4 Simplified calculation model

圖5 防滲墻有限元模型Fig.5 Finite element model for impermeable wall

3.1 位移變化

各模型的位移立面圖和位移側(cè)視圖見(jiàn)圖6。

圖6 各模型位移Fig.6 Displacements calculated by models

模型A，B，C計(jì)算得出的防滲墻最大位移分別為3.52，3.28和3.33 mm。與模型A相比，模型B,C僅分別減小7.1%和5.6%。

3.2 內(nèi)力變化

模型A，B，C中防滲墻的內(nèi)力計(jì)算結(jié)果見(jiàn)圖7～9。

圖7 模型A中防滲墻內(nèi)力Fig.7 Internal force of underground wall for retaining water in model A

由圖7可見(jiàn)，模型A中防滲墻所受負(fù)彎矩在防滲墻中上部局部達(dá)到最大值-1 245.9 kN·m；正彎矩在防滲墻底部支座處達(dá)到最大值1 406.3 kN·m；20，21，22為防滲墻折角局部節(jié)點(diǎn)，該處受力復(fù)雜，彎矩與剪力較大，水平剪力值為3 428.1 kN ，其余部位最大剪力為1 260.5 kN；防滲墻承載力滿足設(shè)計(jì)要求。

圖8 模型B中防滲墻的內(nèi)力Fig.8 Internal force of underground wall for retaining water in model B

由圖8可見(jiàn)，模型B中防滲墻所受負(fù)彎矩在防滲墻中上部局部達(dá)到最大值-1 307.1 kN·m；正彎矩在防滲墻底部支座處達(dá)到最大值1 222.8 kN·m；20,21,22為防滲墻折角局部節(jié)點(diǎn)，該處受力復(fù)雜，彎矩與剪力較大，水平剪力值為3 341.4 kN，其余部位最大剪力為875.7 kN；防滲墻承載力滿足設(shè)計(jì)要求。

圖9 模型C中防滲墻的內(nèi)力Fig.9 Internal force of underground wall for retaining water in model C

由圖9可見(jiàn)，模型C中防滲墻所受負(fù)彎矩在防滲墻中上部局部達(dá)到最大，為-1 233.6 kN·m；正彎矩在防滲墻底部支座處達(dá)到最大，為1 338.1 kN·m；20,21,22為防滲墻折角局部節(jié)點(diǎn)，該處受力復(fù)雜，彎矩與剪力較大，水平剪力值為3 383.1 kN；防滲墻承載力滿足設(shè)計(jì)要求。

彎矩剪力都相對(duì)較大的變寬中部位置處在3種模型中計(jì)算得出的內(nèi)力值分別為：模型A，彎矩-1 077.9 kN·m，剪力590.6 kN；模型B，彎矩-1 059.9 kN·m，剪力585.0 kN；模型C，彎矩-1 068.8 kN·m，剪力588.3 kN?？梢?jiàn)，模型B和C與模型A相比，彎矩減小約1.7%和0.8%；剪力減小約0.9%和0.4%。

綜上所述，單位板寬最大負(fù)彎矩位于防滲墻中上部，最大正彎矩位于防滲墻底部，最大剪力位于防滲墻中部折角處。模型A的內(nèi)力計(jì)算結(jié)果偏大，說(shuō)明土體支承剛度系數(shù)取值偏于安全，可滿足計(jì)算要求。

4 施工過(guò)程中監(jiān)測(cè)結(jié)果驗(yàn)證

為監(jiān)測(cè)深槽下游第1道防滲墻的變形，研究深槽開挖對(duì)防滲墻安全性能的影響，在6#，7#以及8#槽段共布置了6個(gè)測(cè)斜孔。上游防滲墻內(nèi)6個(gè)測(cè)斜孔孔口高程均為1 194.5 m。測(cè)斜儀均采用鉆孔方式埋設(shè)，具體埋設(shè)方式如下：首先在防滲墻內(nèi)鉆孔或在墻體內(nèi)起拔鋼管形成預(yù)留孔，然后將測(cè)斜儀安置在孔內(nèi)。由于孔深較大時(shí)不易保證鉆孔垂直，采用墻體內(nèi)預(yù)留孔的方法埋設(shè)測(cè)斜儀，直徑為146～163 mm的厚壁無(wú)縫鋼管。

深槽防滲墻下游面第1層(EL.1 184～1 180 m)開挖完成后在防滲墻下游面形成臨空面的同時(shí)，防滲墻上游面正在進(jìn)行固結(jié)灌漿施工。根據(jù)監(jiān)測(cè)結(jié)果，7#槽段兩個(gè)測(cè)斜孔的實(shí)測(cè)位移變化量均有不同程度的增加，其中以孔深較深的IN7-2變化量最大，在EL.1 180.5 m高程處累計(jì)變形量高達(dá)5.82 mm，開挖前后最大變形量差為5.36 mm。

根據(jù)施工監(jiān)測(cè)過(guò)程中測(cè)斜儀觀測(cè)的數(shù)據(jù)，IN7-2測(cè)斜孔在各高程處的變形量變化曲線如圖10所示。

圖10 IN7-2傾斜儀在防滲墻EL.1 166 m～1 187 m處測(cè)得的累積位移Fig.10 Measured cumulative displacement by IN7-2 inclinometer at EL.1 166-1 187 m of underground wall for retaining water

圖11 防滲墻變形對(duì)比Fig.11 Comparison of deformations of underground wall for retaining water

由圖10可知，防滲墻變形主要是從上游面向下游面的變形，這是由下游砂卵礫石層的開挖形成臨空面及上游固結(jié)灌漿雙重作用引起的。根據(jù)上述分析結(jié)果，為避免變形量繼續(xù)增加，立即停止上游面灌漿作業(yè)，并隨即展開下游面支撐梁施工作業(yè)。

從圖10中可見(jiàn)，上游面灌漿停止后，防滲墻變形量基本穩(wěn)定在5 mm左右，最大達(dá)6 mm，監(jiān)測(cè)結(jié)果證實(shí)上述分析正確。在澆筑第1層支撐梁混凝土以后，防滲墻變形量逐漸減小，最后約3 mm。根據(jù)防滲墻有限元分析參數(shù)確定方法，模擬前期施工過(guò)程，通過(guò)對(duì)比有限元模型A計(jì)算值與施工監(jiān)測(cè)實(shí)測(cè)值(見(jiàn)圖11)可知：有限元模型計(jì)算結(jié)果與實(shí)測(cè)值接近，理論計(jì)算結(jié)果略大，但可作為實(shí)際施工及監(jiān)測(cè)參考。

模擬后續(xù)施工過(guò)程，并指導(dǎo)后續(xù)各層開挖。在防滲墻下游面3層砂卵礫石層的開挖及支護(hù)過(guò)程中，第1層開挖過(guò)程中防滲墻的變形量較大，其主要是由上游面固結(jié)灌漿和下游面開挖產(chǎn)生臨空面共同引起。下游面支護(hù)完成之后，防滲墻變形受到抑制。第2層及第3層開挖過(guò)程中防滲墻未發(fā)生較大變形。由此可見(jiàn)，開挖-支護(hù)-開挖的施工模式較好地抑制了防滲墻變形，保證了防滲墻施工安全和施工質(zhì)量。

5 結(jié) 語(yǔ)

(1)防滲墻與砂卵石地基土體之間的接觸形式接近于滑動(dòng)支撐連接，壓縮模量取值越大，土體支撐剛度系數(shù)也越大。

(2)不同支撐條件下，防滲墻位移變化比內(nèi)力變化大，支撐條件對(duì)墻體變形影響較大?？傮w上，防滲墻單位板寬最大負(fù)彎矩位于防滲墻中上部，最大正彎矩位于防滲墻底部支座處，最大剪力位于防滲墻中部折角處。

(3)通過(guò)建立不同支撐條件的防滲墻有限元模型，獲取合理的支承剛度系數(shù)，為龍開口水電站深槽施工監(jiān)測(cè)提供了可靠的理論監(jiān)測(cè)依據(jù)。