程華進，王亞妮，李磊，樊鑫

（1.淮安市水利勘測設(shè)計研究院有限公司，江蘇 淮安 223005；2.水發(fā)規(guī)劃設(shè)計有限公司，山東 濟南 250014）

1 引言

某水庫總庫容802.6萬m3，經(jīng)多年運行，淤積嚴(yán)重，實測已淤積庫容573.0萬m3。水庫防洪能力低于規(guī)范要求，如遭遇較大降雨，威脅下游村鎮(zhèn)安全。水庫的壩體在前期施工過程中，施工質(zhì)量不滿足規(guī)范要求，壩頂有明顯的不均勻沉降；壩體有裂縫發(fā)展，壩后有明顯的滲漏情況；另外水庫的管理運行能力較差，不能正常運行和管理；水庫主壩缺少位移、滲流等監(jiān)測措施，實時監(jiān)測數(shù)據(jù)缺失，整體安全存在一定隱患。

為解決水庫存在的上述問題，對土石壩進行了加高加固。以加高后的土壩為研究對象，對大壩運行期滲流場、位移場、壩坡穩(wěn)定系數(shù)進行仿真計算，對壩體運行期的整體穩(wěn)定性進行計算和分析。結(jié)合試驗及仿真計算成果，對大壩蓄水及運行管理方式提出合理建議。

2 變形、滲流穩(wěn)定基本理論

2.1 鄧肯-張E-B模型

鄧肯-張模型中，切線彈性模量表達式為[1，2]：

式中：c為土體黏聚力（kPa）；φ為土體內(nèi)摩擦角（°）；pa為大氣壓力（kPa）；Rf為破壞比；σ1、σ3分別為最大、最小主應(yīng)力（kPa）；K、n為試驗參數(shù)。

由體變模量B表示的泊松比為：

式中：Kb、m為模型擬合參數(shù)；其余變量含義同上。

對卸荷采用下述方法判別：當(dāng)σ1-σ3<（σ1-σ3）0且S

對卸荷情況，彈性模量用下式計算[5]：

式中：Kur為模型擬合參數(shù)；其余變量含義同上。

計算中，土石料的內(nèi)摩擦角均假定滿足非線性的強度公式[6，7]：

在土石壩靜力計算中，使用了上述經(jīng)典的鄧肯-張E-B模型。

2.2 滲流微分方程

二維滲流的一般控制微分方程可以表達為[8，9]：

式中：H為總水頭（m）；kx為x方向的滲透系數(shù)（cm/s）；ky為y方向的滲透系數(shù)（cm/s）；Q為施加的邊界滲流（m3/s）；θ為單位體積含水量（m3）。

2.3 Morgenstern-Price法

Morgenstern-Price方法從力和力矩的平衡出發(fā)，推導(dǎo)出了平衡微分方程式[10-12]。該方法同時滿足力和力矩的平衡，在滑坡穩(wěn)定分析領(lǐng)域得到了工程師和學(xué)者們的大量使用。

3 計算模型與基本參數(shù)

原壩體建基面高程1587.5 m，壩頂高程1630.6 m，壩體高43.1 m。壩前坡比為1∶2.5，壩后坡比為1∶2.0。淤積土高程1625 m，上游填土為土石壩壩前基于淤積面高程1625 m加高至新壩頂1638.1 m高程，加高13.1 m；下游壩坡面從建基面1587.5 m加高至老壩體壩頂1630.6 m高程，加高43.1 m。新壩體壩前坡比為1∶3.0，壩后坡比為1∶2.5。坐標(biāo)系Y軸原點位于老壩體建基面上，X軸原點位于壩頂上游面頂點上游172 m處。壩頂Y坐標(biāo)為50.6 m。

壩體加高方案為：壩前土石壩基于淤積面高程1625 m加高至新壩頂1638.1 m高程，加高13.1 m，分15層加高，前14層每層高度是0.9 m，第15層高度是0.7 m；下游壩坡面從建基面1587.5 m加高至老壩體壩頂1630.6 m高程，加高43.1 m，分14層加高，每層高度約為3.08 m。先進行壩后加固然后再進行壩前加固。壩體整體模型，如圖1所示。地基底部豎直向約束，地基兩側(cè)法向約束。坐標(biāo)系Y軸原點位于老壩體建基面上，X軸原點位于壩頂上游面頂點向上游172 m處。壩頂Y坐標(biāo)為50.6 m。

圖1 大壩整體有限元模型

計算時采用的E-B模型參數(shù)，詳見表1—3。原壩體分為2個區(qū)域，分別采用試件20-1和30-1的參數(shù)；新壩體壩后填土為一個區(qū)域采用試件4-1參數(shù)；壩后填土采用試件8-1的參數(shù)；壩前淤積土采用試件2-2的參數(shù)；壩基部分的E-B模型參數(shù)參考大壩參數(shù)。

表1 大壩土樣試驗結(jié)果

表2 壩體各部分滲流分析相關(guān)參數(shù)

表3 壩體各部分穩(wěn)定分析相關(guān)參數(shù)

采用E-B模型對大壩進行施工過程模擬：先加固壩后，然后加固壩前。壩前分15層，每層0.9 m；壩后分14層，每層3 m。老壩體采取一次加荷，后面的計算中清除掉老壩的位移。采用E-B模型進行施工期沉降分析，其中x向正向為順流向，y向正向為豎直向上，總位移表示各節(jié)點的位移矢量，應(yīng)力以壓應(yīng)力為正。

在施工期，假設(shè)水庫無水并且在施工完工之后才開始蓄水。采用總應(yīng)力法，首先進行原壩體的初始應(yīng)力計算。在初始應(yīng)力計算結(jié)果的基礎(chǔ)上進行大壩加固施工期固結(jié)及沉降變形的有限元分析，但扣除初始壩體引起的變形量。

4 研究成果

4.1 施工期沉降變形分析

壩前加固到第15層即壩體加固完成時，土石壩壩體各向位移結(jié)果如圖2和圖3所示。

圖2 x向位移

圖3 y向位移

對于豎向位移，原始壩體位移很小，可忽略不計。而壩體的上游側(cè)豎向位移較大，壩體最大沉降為1.51 m，分布在高程1625.88 m處，距離壩頂中部下游0.46 m；竣工期加固完成后，壩頂沉降量為3.9 cm，與填筑壩高比值0.3%，小于1%，壩料填筑標(biāo)準(zhǔn)合理；壩體X向位移中向下游變形最大為0.88 m，位于高程1621.9 m處，距壩頂中部下游16.5 m；向上游變形最大為0.2 m，位于高程1612.85 m處，距壩頂中部上游28 m。

4.2 正常蓄水位滲流及穩(wěn)定分析

正常蓄水位工況下，壩體壩基流網(wǎng)、孔隙水壓力等值線和浸潤線如圖4—6所示。

圖4 正常蓄水位壩體壩基流網(wǎng)

圖5 孔隙水壓力等值線云圖

圖6 壩體浸潤線

在滲流分析的結(jié)果上，進行壩體穩(wěn)定分析，正常蓄水位壩體穩(wěn)定分析結(jié)果詳見表4。

表4 正常蓄水位壩體穩(wěn)定分析結(jié)果

正常蓄水位上游穩(wěn)定安全系數(shù)及滑動面，如圖7所示。對于上游側(cè)壩坡，最小穩(wěn)定安全系數(shù)為1.677，滑裂面從壩頂下游側(cè)頂點起，經(jīng)過上游新壩體區(qū)，最終從淤泥區(qū)滑出。滑出點距新壩體上游坡腳處8 m左右。

圖7 正常蓄水位上游穩(wěn)定安全系數(shù)及滑動面

正常蓄水位下游穩(wěn)定安全系數(shù)及滑動面，如圖8所示。對于下游側(cè)壩坡，最小穩(wěn)定安全系數(shù)為0.790，滑裂面從新壩體上游側(cè)靠近壩頂處起裂，沿準(zhǔn)直線經(jīng)過新老壩體，并最終以弧形從壩基滑出?；鳇c在下游坡腳附近，滑裂面最低點距建基面5～6 m左右。在正常蓄水位運行條件下，壩體的下游側(cè)安全系數(shù)小于規(guī)范規(guī)定值，因為壩體加固工程已經(jīng)結(jié)束，建議水庫在蓄水位以下運行，并加強壩體滲流情況的實時監(jiān)測。

圖8 正常蓄水位下游穩(wěn)定安全系數(shù)及滑動面

5 結(jié)論

為解決水庫存在的淤積、滲流等問題，對土石壩進行了加高加固。以加高后的土壩為研究對象，對大壩運行期滲流場、位移場、壩坡穩(wěn)定系數(shù)進行仿真計算，對壩體運行期穩(wěn)定性進行分析及預(yù)測。結(jié)合試驗及仿真計算成果，對大壩蓄水及運行管理方式提出合理建議。主要結(jié)論如下。

（1）通過對大壩加固施工過程的仿真模擬，得到了大壩各狀態(tài)下的位移變形結(jié)果。竣工期加固完成后，壩體最大沉降為1.51 m，位于高程1625.88 m處，距壩頂中部下游0.46 m；壩頂沉降量為3.9 cm，與填筑壩高比值0.3%，小于1%，壩料填筑標(biāo)準(zhǔn)合理。

（2）在正常蓄水位運行條件下，壩體上游側(cè)的極限穩(wěn)定安全系數(shù)為1.677，滑裂面從壩頂下游側(cè)頂點起，經(jīng)過上游新壩體區(qū)，最終從淤泥區(qū)滑出；壩體下游側(cè)的壩坡極限安全系數(shù)為0.790，滑裂面從新壩體上游側(cè)靠近壩頂處起裂，沿準(zhǔn)直線經(jīng)過新老壩體，并最終以弧形從壩基滑出。

（3）在正常蓄水位運行條件下，壩體的下游側(cè)安全系數(shù)小于規(guī)范規(guī)定值，因為壩體加固工程已經(jīng)結(jié)束，建議水庫在蓄水位以下運行，并加強壩體滲流情況的實時監(jiān)測。