柯 虎

(國家能源大渡河公司庫壩管理中心，四川 樂山 614900)

土石壩由于具有可充分利用當?shù)靥烊徊牧?、能適應不同的地質條件、施工方法簡便、抗震性能好等優(yōu)點，而成為世界壩工建設中應用最廣泛、發(fā)展最快的一種壩型。土石壩的高度已由過去的幾十米發(fā)展到100 m級、200 m級，乃至300 m級[1]。高土石壩主要包括高心墻堆石壩和高面板堆石壩兩種類型。表1所示為我國已建、在建和擬建的200 m以上的高土石壩統(tǒng)計。可以發(fā)現(xiàn)，在建和擬建的300 m級高土石壩均為心墻堆石壩[2]。

心墻堆石壩變形觀測資料表明，在蓄水過程中，上游壩殼在浮力作用下并未發(fā)生上臺現(xiàn)象，而是出現(xiàn)了下沉，這是由于上游堆石料濕化變形的存在，這也使得上游堆石區(qū)應力狀態(tài)更加復雜，研究難度較面板壩堆石體更加復雜。初蓄水由于濕化變形的影響產生壩體不均勻變形，從而產生壩體裂縫的事例常有發(fā)生，如墨西哥148 m高的Infinelo心墻堆石壩[3]、土耳其169 m高的Ataturk心墻堆石壩[4]，國內154 m高的小浪底斜心墻壩[5]、186 m高的瀑布溝心墻堆石壩[6]和79 m高的觀音巖混合壩[7]等。因此，分析心墻堆石壩初蓄水變形特性和裂縫產生的變形機理具有重要的意義。

本文結合某電站大壩的實際監(jiān)測資料，對其初蓄水壩體各部位變形的變化趨勢和蓄水對變形的影響進行了分析，并利用有限元方法進行了蓄水變形及裂縫的驗證。

表1 中國已建、在建和擬建壩高大于200 m的高土石壩統(tǒng)計表

1 工程概況與監(jiān)測布置

1.1 工程概況

該水電站是以發(fā)電為主，兼有防洪、攔沙等綜合效益的特大型水利水電樞紐工程。水庫死水位790.0 m，正常蓄水850.0 m，總庫容53.9億m3，調洪庫容10.56億m3，電站裝機容量3 600 MW，多年平均發(fā)電量147.9億kW·h。樞紐工程攔河大壩為礫石土心墻堆石壩，大壩斷面分為5個區(qū)域，即礫石土心墻、反濾層、過渡層、主堆石區(qū)和下游壩體內部的次堆石區(qū)。壩頂高程856.0 m，最大壩高186.0 m，壩頂寬14 m，長540.5 m。大壩壩基防滲采用防滲墻與帷幕灌漿相結合的措施，上下游各設一道防滲墻，兩墻間距14.0 m，墻厚1.2 m。礫石土心墻頂部高程854.0 m，頂寬4 m，上下游側坡度均為1∶0.25，底部高程670.0 m，底寬96.0 m，心墻底部、心墻與岸坡接觸帶、防滲墻頂和混凝土廊道周圍設高塑性粘土。心墻上下游兩側各設兩層反濾層，上游寬4.0 m，下游寬6.0 m。反濾層與壩殼堆石間設過渡層，過渡層與壩殼堆石接觸面坡度為1∶0.4。上游壩坡795.0 m高程處設一寬5.0 m的馬道，馬道以上壩坡坡度為1∶2.00，以下為1∶2.25。下游壩坡坡度均為1∶1.80，表面設上壩之字形馬道。大壩壩軸線橫剖面圖和典型剖面圖如圖1和圖2所示。

圖1 壩軸線橫剖面圖

圖2 典型剖面圖

工程于2004-03-30日正式開工，2005年11月下旬截流，2006年3月開始填筑上下游堆石，2007年4月開始全斷面施工，2009-09-20日填筑至壩頂。2009-11-01日至2009-12-13日首次蓄水至死水位790.0 m，2010-05-08日至2010-10-13日再次蓄水至正常蓄水位850.0 m。水庫于2010-08-26日上午蓄水至842.2 m左右時，在壩頂處發(fā)現(xiàn)了縱向裂縫，裂縫位于壩軸線下游約5.5～6.0 m，基本平行于壩軸線，裂縫長約230 m，最大縫寬約5 cm，通過探坑檢查，裂縫深度約1.0～2.5 m。

1.2 變形監(jiān)測布置

大壩變形監(jiān)測主要包括大壩表面變形監(jiān)測和壩體內部變形監(jiān)測。壩體表面布設7條平行于壩軸線的監(jiān)測系統(tǒng)點，分別位于上游馬道795.0 m高程處、壩頂上游側距壩軸5.0 m處、壩頂軸線上、壩頂下游側距壩軸5.0m處和下游壩面高程806.0m、756.0m和731.0 m處，共104個測點。壩體內部在4個斷面上布設了監(jiān)測系統(tǒng)，樁號分別為0+128.0 m、0+240.0 m、0+310.0 m和0+431.0 m，各斷面除了在心墻軸線布設了沉降儀和測斜管之外，還分別在806.0 m、758.0 m和731.0 m高程的下游反濾層、下游過渡層和堆石體中布設水平位移計和水管沉降儀，其中樁號0+240.0 m斷面的監(jiān)測布置圖如圖3所示。

圖3 0+240斷面監(jiān)測布置圖

2 變形監(jiān)測成果整理和分析

大壩在初蓄水時壩頂處產生了平行于壩軸線的縱向裂縫，產生此種現(xiàn)象的原因主要為壩殼的沉陷和水平位移過大所致[8]。為詳細分析初蓄水時壩體沉降和水平位移的變化趨勢，本文將對樁號0+240.0 m斷面的監(jiān)測位移進行分析。

2.1 心墻沉降

圖4所示為心墻沉降變化過程，初期蓄水至死水位過程中，心墻沉降發(fā)生了明顯的突變增量；初期蓄水至二期蓄水之間，心墻沉降比較平緩；二期水位由死水位蓄水至正常水位過程中，心墻沉降亦產生了明顯的加快趨勢；在后續(xù)水位升降的過程中，心墻沉降無明顯波動。從圖4可以看出初蓄水對心墻的沉降影響表現(xiàn)為從底部到壩頂逐漸增強。

圖4 心墻沉降圖

2.2 下游堆石體沉降

圖5所示為下游堆石區(qū)沉降變化過程，初期蓄水至死水位過程中，806.0 m高程處下游反濾區(qū)(CH01)和過渡區(qū)(CH02)的沉降有突變增量，而堆石區(qū)(CH03，CH04)則沒有，沉降增量由心墻下游面向下游壩坡呈遞減趨勢；二期水位由死水位蓄水至正常水位過程中，沉降無明顯變化；756.0 m高程處沉降在初期和二期蓄水中都無明顯變形?？梢姵跣钏畬ο掠味咽瘏^(qū)沉降的影響從壩頂往下和從心墻處往下游側都呈減弱趨勢。

圖5 下游堆石體沉降圖

2.3 壩體表面變形

圖6(a)所示為壩體表面沉降變化過程，初期蓄水至死水位過程中，上游馬道及壩頂處沉降均發(fā)生明顯的突變增量，且壩頂上游側、壩軸線、壩頂下游側的沉降增量差異不明顯；二期水位由死水位蓄水至正常水位過程中，壩頂上游側和壩軸線上的沉降亦產生了明顯的加快趨勢，而上游馬道處和壩頂下游側沉降無明顯突變；在后續(xù)水位升降的過程中，上游馬道和壩頂處沉降無明顯波動，壩頂上下游側沉降變化協(xié)調發(fā)展。

圖6(b)所示為壩體表面水平位移變化過程，初期蓄水至死水位過程中，上游馬道及壩頂處水平位移均發(fā)生明顯的突變增量，且水平位移增量與沉降處于同一量級，上游馬道處發(fā)生向下游方向的水平位移增量，而壩頂處則發(fā)生向上游向的水平位移，同時，壩頂下游邊的水平位移增量大于壩頂上游側；初期蓄水至二期蓄水之間，上游馬道處、壩頂處水平位移變化比較平緩；二期蓄水和后續(xù)水位升降過程中壩頂處的水平位移亦隨著變化，基本表現(xiàn)為水位上升壩頂處發(fā)生向下游向的水平位移，水位下降則水平位移向上游。

圖6 壩體表面變形圖

綜上所述，該大壩在運行期，水位變化對壩頂沉降影響較小，主要影響壩頂水平位移，分析其原因應為水壓力在心墻上游面的作用產生的水平位移。所以水壓力主要影響壩頂處的水平位移變化。初期蓄水過程中上游堆石和壩頂沉降發(fā)生明顯突變現(xiàn)象，其原因為上游堆石體的濕化變形所致，最大沉降變化達0.4 m，最大水平位移達0.25 m，二者處于同一量級，因此初蓄水產壩體的水平位移也應當給予重視。二期蓄水使得壩頂上游側和壩軸線處沉降速率變快，壩頂下游側不受影響。因此，大壩初蓄水變形需要重點分析和研究。

3 初蓄水壩體變形和壩頂裂縫機理分析

根據(jù)上述壩體各部位沉降數(shù)據(jù)整理結果可大致得出初期蓄水對壩體沉降的影響區(qū)域，如圖7(a)所示?？梢姡跗谛钏捎谏嫌味咽系臐窕冃味饓误w沉降的區(qū)域不止包括上游堆石區(qū)，還有心墻區(qū)、壩頂部位及靠近壩頂處的下游堆石區(qū)。結合初期蓄水引起的上游馬道處、壩頂上下游邊的沉降和水平位移增量，可得三點處的位移增量矢量，如圖7(a)?？梢园l(fā)現(xiàn)，壩體上部均朝著壩底靠近心墻上游側部位發(fā)生位移，究其原因是這個部位應力較大，發(fā)生的濕化變形較為嚴重。初期蓄水不僅對壩頂上游側沉降產生較大影響，對壩頂下游側亦產生較大影響，而且壩頂下游側發(fā)生向上游方向的水平位移大于壩頂上游側。本文認為產生此種情況的原因是初期蓄水使得壩體底部靠近心墻上游面的部位產生較大的濕化變形，一方面使得壩體上部在此濕化沉降影響下產生向此部位的變形，另一方面由于心墻上游面堆石料的濕化變形使得原本由于心墻料和堆石料的不協(xié)調變形產生的拱效應在心墻上游面減弱甚至消失，故而激發(fā)了心墻料由于拱效應而未發(fā)展的沉降變形，因為此現(xiàn)象只發(fā)生在心墻上游面，因此壩頂表現(xiàn)出較為明顯的水平位移。在二期蓄水過程中，壩頂沉降只是速率加快，而沒有沉降突變，而且壩頂下游邊的沉降沒有受到明顯的影響。分析初期和二期蓄水發(fā)生濕化變形的區(qū)域，如圖7(b)所示。二期蓄水對壩頂變形的影響小于初期蓄水，主要在于二期蓄水發(fā)生濕化變形的區(qū)域的應力小于初期蓄水對應區(qū)域的應力，同時二期蓄水發(fā)生濕化變形的區(qū)域的變形對心墻的變形影響較小，因此壩頂下游邊基本不受影響。

雖然初期蓄水對壩頂變形影響較大，但是壩頂部位的沉降和水平位移表現(xiàn)為整體的突變，因此并未出現(xiàn)裂縫，分析初期蓄水變形影響區(qū)域可以發(fā)現(xiàn)，初期蓄水壩體表面變形梯度較大的部位是靠近壩頂處的下游壩坡，因此很多心墻壩在初蓄水時往往是靠近壩頂處的下游壩坡首先發(fā)生裂縫。

隨著水位的進一步升高，壩頂部位的變形受到的影響變小，但是壩頂下游邊幾乎不再受其影響，而壩頂上游側依舊受其影響，這使得壩頂部位的變形梯度增大，壩頂處容易出現(xiàn)裂縫，該大壩便是這種類型。同時，水位到達一定的高度后，受水壓力的作用，心墻發(fā)生向下游側的水平位移，而堆石區(qū)則不受水壓力的作用，因此在靠近壩頂上游側的壩坡容易發(fā)生張拉裂縫。

圖7 變形區(qū)域分析圖

4 初蓄水壩體變形的有限元模擬及裂縫分析

為了分析壩體初蓄水時的變形及裂縫，本文結合大壩實際填筑蓄水過程進行了大壩的有限元數(shù)值模擬，模擬中，將水荷載直接施加到心墻上游側，考慮了所有壩料的流變變形及上游堆石料的浮力及濕化變形。有限元模擬模型如圖8所示，共有15 967個單元和16 682個節(jié)點。為精確模擬大壩填筑、蓄水過程，每個填筑、蓄水荷載步最多模擬一層網(wǎng)格。

圖8 有限元模型圖

采用Morn-Coulomb強度準則和EB本構模型，使用設計模型參數(shù)，如表2所示[9-10]。

采用七參數(shù)流變模型，流變模型中采用Merchant方程描述流變曲線。

ε(t)=εi+εf(1-e-αt)

(1)

式中：ε(t)是時刻t發(fā)展的流變應變；εi與εf為初始流變應變和永久流變應變；e為自然指數(shù)；α是代表初始相對變形率或第一天發(fā)展的流變應變的參數(shù)。永久流變體變εvf和剪變γf由式(2)計算

表2 大壩主要壩料的強度、EB模型參數(shù)表

(2)

式中，b1、c1、d1、m1、m2、m3為參數(shù)。模型參數(shù)由南京水利科學研究院和長江科學院根據(jù)室內流變試驗得出，如表3所示[9]。

表3 壩料流變模型參數(shù)表

采用李國英等[11]改進的沈珠江濕化變形模型

(3)

參數(shù)參考Guo等[12]在模擬瀑布溝大壩濕化變形時所采用的參數(shù)，如表4所示。

表4 瀑布溝大壩堆石料濕化模型參數(shù)表

采用變形傾度法對壩頂裂縫進行分析，圖9所示為變形傾度法的基本原理，A、B兩點的水平距離為Δx，分別發(fā)生沉降SA和SB，移動到A′、B′處，二者的沉降差為ΔS=SA-SB，則兩點間的變形傾度γ為

(4)

根據(jù)工程經驗確定開裂時的臨界傾度γc，如果γ>γc，則認為裂縫發(fā)生，反之則不發(fā)生裂縫。臨界傾度一般取1%，或者更小[13-15]。單元位移可以根據(jù)形函數(shù)及單元節(jié)點位移計算，因此可以將(4)式嵌入土石壩有限元計算程序，對應的變形傾度為

(5)

式中：x，y，z為三個方向；k為單元節(jié)點個數(shù)；Ni為單元第個節(jié)點對應的形函數(shù)；ui,y為單元第i個節(jié)點在y方向的位移?？梢灾苯痈鶕?jù)土石壩竣工、蓄水后壩體位移計算出變形傾度。

圖9 變形傾度法圖

大壩實際填筑過程和填筑模擬如圖10中左邊實線和虛線(帶標記)所示，實際蓄水過程和其模擬過程如圖10中右邊實線和虛線(帶標記)所示。由圖10可知，2009年11月初，40 d快速蓄水至高程790.0 m，之后5個月未蓄水。而2008年11月初，壩體已經填筑至790.0 m高程，因此可以考慮將蓄水過程整體提前1年，從而通過提前蓄水釋放上游堆石區(qū)的濕化變形，如圖10中部虛線所示的蓄水方案。分別對這兩種蓄水方案進行模擬，大壩蓄水過程中將水壓力直接作用于心墻上游側，不考慮壩體內的滲流，考慮處于水位變化區(qū)的上游堆石料的浮力和濕化變形。

利用35個和25個荷載步來模擬大壩填筑和蓄水過程，模擬中考慮了填筑、蓄水過程中的流變變形，在填筑、蓄水過程中插入對應的流變荷載步。

圖10 大壩填筑、蓄水過程圖

大壩于2010-08-26日上午蓄水至842.2 m左右時，在壩頂處發(fā)現(xiàn)了裂縫。因此研究此時刻由于蓄水產生的變形增量，并計算壩體的變形傾度。

圖11和圖12分別為此時刻大壩典型剖面的水平位移和沉降圖，可見蓄水使得壩體中部產生了明顯向下游的水平位移，而壩頂處水平位移較小，甚至偏向上游側；上游堆石區(qū)發(fā)生明顯沉降，最大值達60 cm以上。模擬得到的壩體位移及趨勢與實際監(jiān)測結果基本吻合，壩體向下游的水平位移主要由水荷載作用產生，而壩頂向上游的水平位移及上游區(qū)的沉降則主要由濕化變形產生，驗證了第三節(jié)中的觀點。

圖13為計算得到的壩頂變形傾度圖，實際情況中壩頂?shù)淖冃蝺A度接近0.7，與林道通等[6]利用監(jiān)測資料分析的結果一致，認為壩頂發(fā)生裂縫。

圖11 水平位移增量圖

圖12 沉降增量圖

圖13 變形傾度圖

5 結 語

初蓄水過程中，受上游堆石的濕化變形影響，上游堆石和壩頂表現(xiàn)為明顯的突變變形，沉降和水平位移處于同一量級。上游堆石料的濕化變形不僅影響上游堆石體的變形，還影響心墻和靠近壩頂?shù)南掠味咽w的變形。隨著水位的上升，濕化變形對壩體變形的影響逐漸減弱，大壩容易發(fā)生裂縫的部位依次是靠近壩頂?shù)南掠螇纹?、壩頂、靠近壩頂?shù)纳嫌螇纹?。通過有限元分析，發(fā)現(xiàn)模擬得到的壩體位移及趨勢與實際監(jiān)測結果基本吻合，而且判斷出壩頂發(fā)生裂縫。所以，本文高心墻堆石壩蓄水變形和裂縫機理的分析是合理的。