采用地下混凝土框格梁處理大壩軟弱基礎(chǔ)的新型策略

馬 敬，蔣 兵

(1.新疆兵團勘測設(shè)計院(集團)有限責任公司，新疆 烏魯木齊 830002；2.新疆水利水電勘測設(shè)計研究院，新疆 烏魯木齊 830000)

云南省團結(jié)水庫位于耿馬傣族佤族自治縣耿馬鎮(zhèn)南木老河上，是一座以灌溉為主兼水產(chǎn)養(yǎng)殖的控制性水利工程。水庫由攔檔大壩及泄放水建筑物組成。區(qū)域內(nèi)主要出露古生界變質(zhì)巖地層和二疊系、三疊系、侏羅系、第三系沉積巖地層及第四系(Q)地層。壩址區(qū)基巖為上第三系陸相沉積為主的細碎屑沉積巖，巖性為黏土巖、粉砂質(zhì)黏土巖，局部夾有成巖較差的礫巖、砂巖、粉細砂層透鏡體及煤線，灰色、淺灰色，極薄層-薄層狀構(gòu)造，產(chǎn)狀30°～35°NW∠1°～5°。室內(nèi)巖塊多組試驗及天然狀態(tài)下巖塊抗壓強度試驗可知，壩基6.4～73m深度范圍內(nèi)巖塊天然狀態(tài)無側(cè)限單軸抗壓強度最大值為4.8MPa，最小值為0.88MPa，平均值2.1MPa，小值平均值1.2MPa，屬極軟巖，巖體強度低，飽和狀態(tài)強度更低，可采用機械及人工直接掘進，為典型的軟巖-硬土過渡型地層。在如此軟弱泥巖上建壩，在幾種常見的基礎(chǔ)處理方案，如大開挖、礫石樁等均不能滿足正常運用工況應(yīng)力應(yīng)變要求的前提下，采用地下混凝土框格梁策略科學合理地解決了軟弱壩基問題。

1 工程地質(zhì)條件

表1 抗滑穩(wěn)定計算中大壩組成材料物理力學參數(shù)表

表2 上第三系黏土巖、粉砂質(zhì)黏土巖綜合物理力學性指標地質(zhì)建議值

工程區(qū)50年超越概率10%的地震動峰值加速度為0.30g， 對應(yīng)的地震基本烈度為Ⅷ度，地震動反應(yīng)譜特征周期為0.45s，屬強震區(qū)，綜合以上因素確定工程區(qū)屬區(qū)域構(gòu)造穩(wěn)定性較差地段。

2 大壩結(jié)構(gòu)設(shè)計參數(shù)及相關(guān)物理力學指標

大壩采用黏土心墻堆石壩，壩頂長度915m，最大壩高54.5m，壩頂寬度為8m，最大壩底寬203m。壩體斷面以黏土心墻防滲體為中心，心墻防滲體上、下游兩側(cè)由內(nèi)向外分別為：上游反濾層、上游過渡層、上游灰?guī)r堆石料、上游砂礫石墊層料、下游反濾層、下游過渡層、下游灰?guī)r堆石料，上游壩坡坡比為1∶2.0；下游壩坡坡比為1∶1.8?？够€(wěn)定計算中大壩組成材料物理力學參數(shù)見表1。

3 幾種壩基處理方案靜力穩(wěn)定分析

3.1 振沖碎石樁置換方案

采用振沖樁方案置換壩基，振沖樁的置換率分別為20%、30%、40%和50%。各置換率下的地基復合強度參數(shù)見表3。振沖樁的深度分別擬定10、15、20、25m四種。前后坡腳壓重頂部長度取20、30、40、50m。

表3 振沖樁加固時壩基復合強度參數(shù)

經(jīng)三維靜力抗滑穩(wěn)定分析，隨著碎石樁置換率的增大，地基抗剪強度提高，大壩抗滑安全系數(shù)增大。隨著碎石樁加固深度的增大，大壩最危險滑動面深度增大，大壩抗滑安全系數(shù)提高，但當碎石樁的加固深度為15m時，盡管置換率達到50%，抗滑穩(wěn)定安全系數(shù)仍不能滿足規(guī)范要求；當加固深度增大到25m時，碎石樁置換率達到40%后，正常工況的大壩下游側(cè)安全系數(shù)滿足規(guī)范要求，上游 壩坡及地震期壩坡穩(wěn)定系數(shù)小于規(guī)范要求。當置換率提高到50%后，各工況的大壩上下游側(cè)安全系數(shù)均滿足要求。對于控制工況(地震期)，上游下游最小安全系數(shù)分別為1.04、1.05，均小于規(guī)范要求。

3.2 壩基大開挖置換方案

壩基采用大開挖后灰?guī)r料置換黏土巖措施，初擬心墻上游側(cè)30m長范圍內(nèi)黏土巖置換深度為13.0m，其余壩體輪廓線范圍內(nèi)置換深度為5.0m，壩基采用灰?guī)r堆石料置換黏土巖。壩體上下游設(shè)反壓平臺，上游反壓平臺頂寬50m，下游反壓平臺頂寬80m，反壓平臺壓實。初擬基礎(chǔ)開挖置換方案大壩標準橫斷面圖如圖1所示。

圖1 初擬基礎(chǔ)開挖置換方案大壩標準橫斷面圖

因開挖會破壞黏土巖的完整性，且運行期開挖面一定深度范圍的黏土巖呈飽合狀，經(jīng)三維靜力抗滑穩(wěn)定分析，地震期上下游壩坡抗滑穩(wěn)定安全系數(shù)1.03和1.05均不滿足規(guī)范要求。由此，開挖方案將心墻下游側(cè)30m范圍內(nèi)開挖置換深度增至10m，經(jīng)三維靜力抗滑穩(wěn)定分析，地震期大壩下游側(cè)抗滑穩(wěn)定滿足要求，但上游側(cè)抗滑穩(wěn)定安全系數(shù)1.06，仍不滿足規(guī)范要求。

為增大大壩上游側(cè)抗滑穩(wěn)定性，對置換加固深度和下游側(cè)壓重范圍進行了敏感性分析。將上下游局部加固深度增大到13m后，因受飽和泥巖的影響，正常工況及地震工部上下游壩坡穩(wěn)定安全系數(shù)由1.05提高至1.065，提高不大，且仍略低于規(guī)范要求?？梢姶箝_挖置換方案處理黏土巖蠕變壩基效果不理想，繼續(xù)加深開挖深度也會帶來一系列開挖高邊坡及基坑排水等不利問題。

3.3 地下混凝土框格梁加固方案

經(jīng)以上常規(guī)的振沖碎石樁置換方案及大開挖置換方案，均存在破壞現(xiàn)狀泥巖結(jié)構(gòu)且引導水頭向下使深巖泥巖飽和的問題，且經(jīng)兩種方案均三維靜力分析，也驗證了上述方案的不可行。但通過以上置換方案的驗證也為此類壩基處理提供了新思路，即部份置換表層5～8m風化泥巖，同時又不因為置換壩基引入水頭向下侵入深巖泥巖，起到真正意義上加固壩基的作用。一種地下混凝土框格梁處理壩基方案應(yīng)運而生。即對壩基輪廓范圍內(nèi)表層1～2m松散覆蓋層清廢后至風化泥巖，在風化泥巖內(nèi)布置地下混凝土框格梁，經(jīng)幾種布置方案分析，最終推薦布置方案為：心墻上、下游地下混凝土框格梁間距為30m(順水流向)×30m(垂直水流向)，混凝土梁平均入巖深度為8m，垂直水流向的混凝土框格梁每60m間隔斷開，框格梁寬度均為1m。壩基混凝土框格梁平面布置圖如圖2所示。

經(jīng)三維變形及應(yīng)力特性研究地下混凝土框格梁壩基處理方案應(yīng)力應(yīng)變分析結(jié)果為：最不利地震工況，壩基框格梁受上部壩體重力作用，框格梁最大壓應(yīng)力處于底部，為4.42MPa。受不均勻變形影響，框格梁下部有拉應(yīng)力，且靠近軸線的順河向與軸向框格梁連接部位的拉應(yīng)力大于下游最大拉應(yīng)力，上游最大拉應(yīng)力為2.25MPa，下游側(cè)最大拉應(yīng)力為2.75MPa。該拉應(yīng)力均可通過對混凝土梁內(nèi)進行配筋解決。滿蓄期順河向框格墻高度方向及厚度方向剪應(yīng)力三維應(yīng)力分面如圖3—4所示。

圖2 壩基混凝土框格梁平面布置圖

圖3 滿蓄期順河向框格墻高度方向剪應(yīng)力(單位：Pa)

圖4 滿蓄期順河向框格墻厚度方向剪應(yīng)力(單位：Pa)

4 壩基框格梁方案壩坡抗滑穩(wěn)定分析

大壩抗滑穩(wěn)定分析，進行三維靜力有限元計算時，土體采用了鄧肯張-EB模型模擬，計算參數(shù)來自三軸試驗成果。另外，地基采用線彈性模型模擬，泊松比υ=0.31(取自現(xiàn)場試驗)，彈性模量E=13MPa(根據(jù)土體壓縮模量Es進行換算，E=Es(1-2υ2/(1-υ))?？紤]到自重作用主要產(chǎn)生豎向變形，因此靜力計算時，采用兩側(cè)水平約束，豎向自由的邊界?；炷量蚋駢庸虆^(qū)域采用體積等效的原則換算，強度參數(shù)復合地基強度中C值較未加固地基土的增加量計算為：2.09MPa×(130+130)=139.3kPa，計算中取為130kPa，計算時復核地基的摩擦角取值與未加固的地基土相同。當采用置換深度分別為5、8m時，通過大壩三維靜力分析結(jié)果，見表4—5，可知采用地下混凝土框格梁加固壩基方案，框格梁的深度仍是層間滑動的控制工況。

表4 框格墻加固地基時岸坡段大壩斷面抗滑穩(wěn)定安全系數(shù)(框格梁從黏土巖頂面以下5m)

表5 框格墻加固地基時岸坡段大壩斷面抗滑穩(wěn)定安全系數(shù)(混凝土框梁從黏土巖頂面以下8m)

通過上述分析計算結(jié)果可知，當混凝土框格梁伸入風化層下部，深度為8m時，各工況抗滑安全系數(shù)見表5，均大于規(guī)范允許值，大壩壩坡抗滑穩(wěn)定滿足規(guī)范要求。

5 大壩應(yīng)力變形綜合分析

在采用地下混凝土框格梁壩基處理方案基礎(chǔ)上對大壩進行三維有限元靜力分析及動力分析。

5.1 三維有限元靜力分析

(1)壩殼應(yīng)力應(yīng)變

水平位移：竣工期，大壩水平位移最大值分別為6.20cm(上游)和6.65cm(下游)。滿蓄期，在水荷載作用下，壩體向上游側(cè)的變形減小，最大值為2.35cm；向下游側(cè)變形的增大，最大值為11.28cm。

豎向位移：大壩豎向沉降最大值為58.23cm。

壩體應(yīng)力：竣工期，大壩大小主應(yīng)力分布規(guī)律是從心墻以及底部區(qū)域附近向上下游方向逐漸減小。大小主應(yīng)力最大值分別為1.03、0.44MPa。滿蓄期，由于浮托力的作用，上游壩體和壩基大小主應(yīng)力均有所減小，大主應(yīng)力和小主應(yīng)力最大值分別降低至1.05、0.43MPa。

(2)心墻應(yīng)力應(yīng)變

竣工期，心墻順河向位移較??；心墻豎向沉降最大值為59.24cm，位于河谷中央1/2心墻高度附近，心墻沿壩軸向位移最大值為3.23cm。

滿蓄期，由于水壓力的作用，心墻順河向最大變形增大，順河向最大位移為10.25cm，位于墻頂；心墻沿壩軸向位移最大值為3.08cm。

竣工期，心墻最大壓應(yīng)力為0.52MPa，位于心墻底部區(qū)域；滿蓄期，心墻最大壓應(yīng)力為0.50MPa，沒有出現(xiàn)拉應(yīng)力。

大壩典型斷面的沉降、水平位移、位移應(yīng)力最大值見表6。

表6 三維有限元大壩靜力計算峰值表(應(yīng)力以壓為正)

5.2 三維有限元動力分析

動力有限元分析地震作用主要產(chǎn)生水平剪切變形，地基兩側(cè)豎向約束，水平向自由。

(1)大壩地震加速度反應(yīng)

地震反應(yīng)分析的結(jié)果表明，大壩順河向最大加速度為5.2m/s2，放大倍數(shù)為1.73。大壩豎向最大加速度為4.8m/s2，放大倍數(shù)為2.4。壩軸向最大加速度為4.7m/s2，放大倍數(shù)為1.57。最大值均出現(xiàn)在壩頂，基巖對加速度的放大效應(yīng)不明顯。計算結(jié)果符合大壩有限元動力反應(yīng)的一般規(guī)律。

(2)大壩永久變形

大壩順河向最大永久變形位移為25cm(向下游)，發(fā)生在大壩壩頂上游側(cè)；豎向最大沉降為50cm。

6 結(jié)論

經(jīng)三維有限元靜動力分析，壩基采用地下混凝土框格梁方案時，大壩應(yīng)力應(yīng)變各項指標均滿足規(guī)范要求。可見，對于類似滲透系數(shù)小，隔水性較好，但遇水軟化蠕變、抗剪強度差的黏土巖壩基，振沖轉(zhuǎn)換及開挖置換方案均會引起臨水面下移，從而導致飽和帶向下擴散，在提高壩基抗剪強度有限的情況下，而通過一味加深置換深度來影響壩體穩(wěn)定安全系數(shù)，對經(jīng)濟和施工安全均不利。地下混凝土框格梁置換方案，不僅可利用抓斗等現(xiàn)代化機械化施工，保證施工效率，確保施工安全，而且使壩基整體性好，對大壩結(jié)構(gòu)穩(wěn)定性發(fā)揮著至關(guān)重要的作用。該方案在全國壩基處理中屬首例，已在云南耿馬團結(jié)水庫成功應(yīng)用，可供同類工程參考。