土石壩超深混凝土防滲墻變形與受力分析

，， ，

(1.國家大壩安全工程技術(shù)研究中心，武漢 430010；2.長江勘測規(guī)劃設(shè)計研究院有限責(zé)任公司，武漢 430010； 3.南京水利科學(xué)研究院，南京 210029)

1 研究背景

據(jù)統(tǒng)計，我國需要加固的大壩中土石壩占比93.3%，而土石壩壩體防滲加固采用混凝土防滲墻的占52%[1]?；炷练罎B墻能適應(yīng)各種復(fù)雜地質(zhì)條件，可在水庫不放空的條件下施工，且防滲可靠性高，越來越多的高土石壩開始采用超深混凝土防滲墻進(jìn)行防滲加固。由于超深混凝土防滲墻受壩體應(yīng)力、庫水壓力、加固荷載、基礎(chǔ)強(qiáng)約束及河谷拱效應(yīng)等復(fù)雜外力作用，其墻身應(yīng)力應(yīng)變值會隨著深度加深而逐漸增大，受力情況變得尤為復(fù)雜，這給防滲墻物理力學(xué)設(shè)計指標(biāo)選取、施工材料配比選擇、特殊部位結(jié)構(gòu)布置、墻體安全性評判等帶來難度。

花涼亭水庫位于安徽省太湖縣境內(nèi)，是一座以防洪、灌溉為主的大(1)型水利樞紐工程，大壩始建于1958年，為黏土心墻砂殼壩，最大壩高58 m[2]。針對該壩上游壩體砂層地震液化、上游壩坡局部穩(wěn)定不足、心墻填筑質(zhì)量差、壩基分布深厚中粗砂層、下游常年滲漏涌砂等安全隱患，采取了上游幫坡壓重抗液化加固和壩體混凝土防滲墻加固等措施。由于該工程防滲墻深度大，達(dá)66.4 m，上游庫水和幫坡壓重會改變防滲墻的應(yīng)力分布，墻體安全難以評判?？紤]到目前國內(nèi)外較少研究超深混凝土防滲墻在壩體內(nèi)的位移與應(yīng)變規(guī)律，且尚未開展大壩上游幫坡對混凝土防滲墻受力影響的研究，為此本文結(jié)合花涼亭水庫加固工程的研究成果從三維數(shù)值仿真和監(jiān)測資料驗證等方面，分析60 m級混凝土防滲墻在經(jīng)歷大壩加固、蓄水及運(yùn)行等過程后的應(yīng)力應(yīng)變分布規(guī)律，對防滲墻安全性提出判斷，為超深混凝土防滲墻的設(shè)計提供借鑒。

2 防滲墻設(shè)計與施工

花涼亭水庫大壩采取“壩體混凝土防滲墻+壩基帷幕灌漿”防滲加固，混凝土防滲墻沿大壩黏土心墻軸線布置，防滲墻穿過壩基砂層入巖0.5～2.0 m，長540 m，最大墻深66.4 m，墻厚80 cm，面積2.35萬m2。防滲墻技術(shù)參數(shù)：黏土混凝土防滲墻，28 d立方體抗壓強(qiáng)度≥15 MPa、彈性模量≤15 000 MPa、抗?jié)B等級W8、允許滲透比降(J)≥80[2]。

混凝土防滲墻采用上部“純抓法”與壩基“鉆劈法”成槽、膨潤土泥漿護(hù)壁及清孔、導(dǎo)管法澆筑混凝土等工藝施工。施工程序為[3]：場地平整→構(gòu)筑施工平臺(包括澆筑槽口板)→鋪設(shè)道軌→安裝鉆機(jī)施工→抓斗(鉆劈)成槽→終孔驗收→下設(shè)預(yù)埋管→混凝土導(dǎo)管→澆筑混凝土。為滿足壩基帷幕灌漿需要，沿防滲墻軸線間距1.5 m布置灌漿預(yù)埋管。大壩加固后，采用高密度電法測試了大壩混凝土防滲墻的質(zhì)量，通過實測壩體縱向電阻率分布，反演防滲墻墻體解譯圖，墻身未見明顯的高阻體或低阻體，墻身均勻完整[4]。

花涼亭水庫除險加固工程于2009年9月正式開工，2013年12月通過了竣工驗收。施工初期自66.5 m高程平臺外邊線往上游按1∶1.5坡比進(jìn)行水下拋石幫坡，待66.5 m高程平臺形成后，再實施以上石渣料幫坡施工(系壩體抗液化壓重加固，拋石垂直厚度≥5.5 m)，石渣料幫坡至高程80.0 m后，開始壩體混凝土防滲墻施工，其余部分水下拋石及石渣料幫坡于后期施工，加固剖面見圖1[2]。

圖1 花涼亭水庫大壩加固典型剖面Fig.1 Typical profile of reinforcement in Hualiangting dam

由于后期頂部石渣料幫坡和水庫蓄水會向壩體傳遞壓應(yīng)力，影響壩體混凝土防滲墻受力，對防滲墻的安全性進(jìn)行了系統(tǒng)分析。

3 三維數(shù)值仿真分析

為了充分考慮河谷的空間效應(yīng)，采用三維有限元仿真模擬大壩全周期運(yùn)行過程，分析超深混凝土防滲墻在壩體應(yīng)力、庫水壓力、上游幫坡壓重和基礎(chǔ)約束等作用下的受力影響，有限元網(wǎng)格模型見圖2[5]。

圖2 大壩三維有限元仿真計算模型Fig.2 Three-dimensional finite element model of dam

3.1 計算方法

采用基于Biot固結(jié)理論的有效應(yīng)力法。①全生命周期建造過程模擬：原始大壩分級加載建造→蓄水→運(yùn)行50 a等，以獲得真實的加固前壩體應(yīng)力狀態(tài)；②加固階段過程模擬：分級加載建造混凝土防滲墻→上游幫坡→蓄水→運(yùn)行等，得到庫水位恢復(fù)至正常蓄水位時，壩體及混凝土防滲墻的撓度變形和應(yīng)力分布等相比加固前的累積增量。

3.2 土石料本構(gòu)模型及參數(shù)

采用沈珠江院士提出的南水雙屈服面彈塑性模型，該模型與非線性彈性模型相比，可以考慮土石料的剪脹和剪縮特性，從而更真實地反映壩體的應(yīng)力應(yīng)變性狀。其切線楊氏模量Et和切線體積比μt表達(dá)式分別為[5]：

Et=Ei(1-RfSl)2=

(1)

(2)

式中：Ei為初始切線模量；K為初始彈性模量系數(shù)；n為初始彈性模量隨圍壓σ3變化的冪次；c和φ分別為材料的黏聚力和內(nèi)摩擦角；Rf為破壞比；Sl為應(yīng)力水平;cd為σ3=1Pa時最大體應(yīng)變；nd為體應(yīng)變隨圍壓σ3變化的冪次；Pa為1個標(biāo)準(zhǔn)大氣壓；Rd為最大體應(yīng)變發(fā)生時的應(yīng)力比；Rs=Rf·Sl。

切線體積比μt亦可由切線泊松比νt轉(zhuǎn)換得到，公式為

μt=1-2νt=

(3)

即該模型可采用G，F(xiàn)，D參數(shù)代替cd，nd，Rd參數(shù)。土石壩料模型參數(shù)見表1。混凝土防滲墻采用線彈性模型，彈模為22 GPa，泊松比為0.167。

表1 大壩土石料南水雙屈服面模型參數(shù)Table 1 Parameters of Shen Zhujiang’s double-yield surface model for earth-rock materials of dam

圖3 正常蓄水位下壩體及防滲墻的變形與應(yīng)力情況Fig.3 Deformation and stress of dam and cut-off wall under normal water level

3.3 計算成果分析

大壩加固后至正常蓄水位運(yùn)行時，壩體變形、防滲墻撓度和應(yīng)力分布的累積變化見圖3。

壩體變形(圖3(a))：①大壩沉降主要位于上游幫坡區(qū)，最大沉降量為13.7 cm；②受上部幫坡荷載自重作用，幫坡區(qū)中下部發(fā)生指向上游的位移變形，最大位移量4.2 cm；③在上游幫坡和庫水壓力綜合作用下，原壩體向下游變形，壩體中部最大位移量3.3 cm；④加固引起的老壩體變形量較小，防滲墻受壩體變形影響較小。

防滲墻撓度(圖3(b))：①受壩體變形、庫水壓力、基礎(chǔ)約束等綜合作用，防滲墻呈向下游變形趨勢，最大水平位移為3.4 cm，位于河床防滲墻中上部；②受基巖約束和底部壩體厚實等影響，底部壩體水平位移量很小，底部防滲墻的位移量也很??；③由于壩頂回填，使得頂部防滲墻發(fā)生向上游的位移，但位移量很小。

防滲墻應(yīng)力(圖3(c)、圖3(d))：①一般情況下，壩體混凝土防滲墻整體處于受壓狀態(tài)，最大壓應(yīng)力位于墻體下游面底部，在6.0 MPa左右；②樁號0+350壩軸線拐彎處(見圖2)，防滲墻受拐彎和基巖約束作用，上游面底部出現(xiàn)拉應(yīng)力，最大值0.82 MPa，下游面底部壓應(yīng)力增大，最大值8.1 MPa，但壓、拉應(yīng)力均在C15混凝土設(shè)計強(qiáng)度允許范圍內(nèi)。由此說明，壩體混凝土防滲墻沿軸線方向出現(xiàn)拐彎對其受力是不利的。

4 監(jiān)測驗證分析

為了監(jiān)測加固后防滲墻的運(yùn)行狀況，在樁號0+158，0+225，0+333 三個斷面各布設(shè)了1組固定式測斜儀(每組6個測點)監(jiān)測防滲墻撓度情況，在樁號0+160和0+335斷面各布設(shè)了1組應(yīng)力應(yīng)變計(每組8支應(yīng)變計和4支無應(yīng)力計)監(jiān)測防滲墻應(yīng)力應(yīng)變情況。防滲墻監(jiān)測儀器布置如圖4。

圖4 防滲墻監(jiān)測儀器布置Fig.4 Layout of monitoring instruments for cut-off wall

4.1 防滲墻撓度變形

(1)2010年2月4日取得初始數(shù)據(jù)后至2015年4月18日(其中2014年7月庫水位達(dá)81.35 m)樁號0+158，0+225，0+333三個斷面防滲墻頂部最大水平位移分別為2.38，1.58，1.31 cm，防滲墻撓度變形較小。

(2)2016年7月6日，庫水位高達(dá)85.67 m，此時防滲墻撓度監(jiān)測的最大水平位移約2.40 cm，變形量仍較小，見表2。

(3)從監(jiān)測數(shù)據(jù)來看，蓄水初期(前2 a)防滲墻水平位移有所增加，后期變形趨于穩(wěn)定。

4.2 防滲墻應(yīng)力應(yīng)變

(1)如圖5，初期2010年3月—2012年3月，S11和S12應(yīng)變計監(jiān)測混凝土防滲墻的應(yīng)變量在逐漸上升，經(jīng)過初期發(fā)展，到2012年變形趨于穩(wěn)定。

(2)上游庫水位變化對防滲墻應(yīng)力的影響較小，說明防滲墻應(yīng)力主要由壩體沉降變形產(chǎn)生。

(3)2010年3月—2015年4月，根據(jù)應(yīng)變計實測應(yīng)變量推算的應(yīng)力變化量有限，為-1.61(S13)～2.39(S14)MPa(注：負(fù)為主壓應(yīng)力減少值、正為主壓應(yīng)力增加值)，若考慮防滲墻自重應(yīng)力，加固引起監(jiān)測部位防滲墻的應(yīng)力變化較小，不會發(fā)生拉壓破壞。

表2 高水位下防滲墻各監(jiān)測點撓度變形實測值

圖5 防滲墻應(yīng)變與庫水位相關(guān)變化過程線Fig.5 Correlation between strain of cut-off wall and water level of reservoir

5 仿真計算與監(jiān)測數(shù)據(jù)對比分析

(1)防滲墻撓度對比分析：監(jiān)測數(shù)據(jù)表明庫水位蓄至85.67 m時防滲墻最大水平位移約2.40 cm，仿真計算表明庫水位蓄至正常蓄水位88.00 m時防滲墻最大水平位移約3.40 cm，隨著庫水位上升防滲墻撓度呈增長趨勢，但防滲墻整體位移量較小[6]，撓度對防滲墻安全影響較小。

(2)防滲墻應(yīng)力對比分析：①監(jiān)測數(shù)據(jù)表明防滲墻運(yùn)行5 a來，S13和S14應(yīng)變計所在位置的墻體應(yīng)力變化量為-1.61～2.39 MPa，上游面主壓應(yīng)力有所減少，下游面主壓應(yīng)力有所增加，但變化量均較小，這與防滲墻整體撓度變形規(guī)律一致；②仿真計算表明庫水位蓄至正常蓄水位88.00 m時，S13和S14應(yīng)變計所在位置的墻體計算大主應(yīng)力為3.12～6.78 MPa，墻體撓度變化對主應(yīng)力分布影響有限，墻體應(yīng)力處于安全范圍內(nèi)。

6 結(jié) 論

(1)沈珠江院士提出的南水雙屈服面彈塑性模型，考慮了土石料的剪脹和剪縮特性，計算分析得到壩體超深混凝土防滲墻的應(yīng)力應(yīng)變較為符合實際。

(2)黏土心墻砂殼壩運(yùn)行幾十年，沉降基本完成，幫坡加固和庫水上升引起的壩體變形量較小，對混凝土防滲墻受力影響較小。

(3)對于60 m級的混凝土防滲墻，受壩體應(yīng)力、庫水壓力和自重作用引起的最大壓應(yīng)力約6 MPa，最大拉應(yīng)力<1 MPa，采用黏土混凝土防滲墻，其28 d立方體抗壓強(qiáng)度≥15 MPa、彈性模量≤15 000 MPa、抗?jié)B等級W8、允許滲透比降〔J〕≥80等控制指標(biāo)，可以滿足防滲墻受力和耐久性要求。

(4)對于非直線型大壩，壩軸線發(fā)生拐彎附近的底部混凝土防滲墻應(yīng)力相對集中，下游面底部壓應(yīng)力有所增大，若出現(xiàn)應(yīng)力超過設(shè)計標(biāo)準(zhǔn)的應(yīng)采取增設(shè)鋼筋等措施。

參考文獻(xiàn)：

[1] 楊啟貴,高大水.我國病險水庫加固技術(shù)現(xiàn)狀及展望[J].人民長江,2011,42(12):6-11.

[2] 長江勘測規(guī)劃設(shè)計研究院.安徽省安慶市花涼亭水庫除險加固工程初步設(shè)計報告[R].武漢：長江勘測規(guī)劃設(shè)計研究院,2008.

[3] 譚界雄,高大水,周和清,等.水庫大壩加固技術(shù)[M].北京:中國水利水電出版社,2010.

[4] 余金煌,卓 越.基于高密度電法的花涼亭水庫防滲墻質(zhì)量測試與分析[J].治淮,2016,(3):17-19.

[5] 南京水利科學(xué)研究院.花涼亭水庫碾壓式黏土心墻壩防滲墻施工方案優(yōu)化及地震安全分析研究[R].南京：南京水利科學(xué)研究院,2009.

[6] 程展林.三峽二期圍堰垂直防滲墻的應(yīng)變形態(tài)[J].長江科學(xué)院院報,2004,21(6):34-37.