一種在覆蓋層上建造拱壩新措施的可靠性分析

陳玉琳， 毛海濤，*， 侍克斌， 王曉菊， 王 璠

(1.新疆農業大學水利與土木工程學院， 烏魯木齊 830052； 2.重慶三峽學院化學與環境工程學院， 萬州 404100)

中國西南山區河道多而水電能資源豐富，部分壩址所在地形適合建造拱壩但卻位于深厚覆蓋層上，給拱壩的建造技術帶來了困難[1]。完全開挖深厚覆蓋層建造拱壩，開挖量大，工期長且不經濟，在施工導流、道路運輸等方面也會帶來困難。《混凝土拱壩設計規范》(SL 282—2018)規定，“壩基的開挖深度和利用巖體，應根據拱壩對壩基的承載要求和處理的效果等綜合條件研究決定，高拱壩可開挖到Ⅱ-Ⅲ3類巖體，局部可開挖到Ⅲ2類巖體。”[2]此規定說明對于拱壩壩基處理一般均需要開挖至較好的巖體。相對級別高的大型拱壩，中小型拱壩如果完全依照規范，在建設條件、技術保障、資金投入等方面往往事倍功半。因此，對于一些中小型拱壩來說，需要探索更加合理的壩基處理方法和技術。

近年來，部分學者對不開挖深覆蓋層上建造拱壩的壩基處理技術做了如下研究：丁蒔娟[3]就窄巷口水電站，采取了在深達27 m覆蓋層上跨河修建實腹拱橋，橋上修建雙曲拱壩的雙拱壩結構，并以雙排混凝土防滲作壩基處理的方式。李仁鴻[4]就長河壩水電站實際情況，采用“拱”形墊座局部置換深達87.1 m的河床覆蓋層，將拱壩置于墊座之上，并對墊座下河床覆蓋層范圍設置兩排防滲墻進行壩基處理。田曉卿[5]就壩基覆蓋層深達37.5 m的烏圖河水電站，采用混凝土拱壩坐落于拱橋，塑性混凝土防滲墻作壩基處理防滲，對基礎面進行固結灌漿。但國內在深覆層上修建拱壩的情況仍相對較少，遇到大量深覆層，如果能處理好上述問題并具有可推廣性，仍是個難題。

針對不開挖深厚覆蓋層，壩基采用若干地下連續墻(兼做防滲墻)聯合高壓旋噴樁的技術方案，針對獨特案例(已建工程金盆電站拱壩)進行多場耦合數值模擬和監測研究，對其運行后的位移、應力進行系統分析，研判該方案的可行性和可靠性，以期為不開挖覆蓋層建造拱壩提供一種新方案和技術支持。

圖1 壩址剖面

1 工程概況

金盆拱壩位于中國重慶市巫溪縣境內，為后溪河干流第二級引水式電站。后溪河自西向東流經坐落雁鴨溪溝口上游約320 m處壩址，河谷呈“V”形，河床寬10～30 m。壩址以上流域面積363.4 km2，水庫正常蓄水位430 m，庫容404萬m3，死水位425 m。兩岸基巖大多裸露，右岸成多級平臺，河床段為第四系全新統沖洪積砂卵礫石，屬強透水性。壩址橫剖面如圖1所示。

1.1 不開挖方案

1.1.1 不開挖覆蓋層的原因

在大壩基礎的處理中，顧于左岸實施導流隧洞，如果將河床大壩基礎開挖至軟弱、風化程度較小的基巖，則上游和下游的圍堰將置于導流隧洞出口之外且難度較大，在枯水時期，很難完成大壩基礎的開挖在河床以下澆筑混凝土[6]。此外，又考慮到低拱壩對河床斷面基礎要求略低，根據現場地質實況，壩基中礫石漂石粒徑較大，屬強滲透層。因此，受當地地形和地質條件的限制，決定采用新型的不開挖覆蓋層的技術方案。

1.1.2 技術方案

基于以上原因，金盆拱壩在擴大基礎范圍內采取了從上游到下游厚度均1.2 m的3道防滲墻聯合高壓旋噴樁的方式進行壩基處理。墻底埋入基巖1.5 m以上，防滲墻與大壩之間采用剛性連接，防滲墻頂部插入大壩擴大基礎底面以上50 cm并與擴大基礎整澆，如圖2所示。

河床防滲墻之間的砂石基礎采用三管法施工，高壓噴射灌漿分兩步進行。它以梅花形狀布置，注漿孔的間距為1 m，行間距為1.5 m，如圖3所示。高壓旋噴漿的施工參數如表1所示。

圖2 基礎處理橫剖

圖3 防滲墻與高壓旋噴布置

表1 高壓旋噴灌漿技術參數

2 數值模擬

2.1 耦合理論

2.1.1 流固耦合過程

假設可變形多孔介質中流體的流動服從達西定律，則可得到多孔介質中流體的連續性方程組[7]，即

(1)

式(1)中：εp為孔隙率；Qm為質量源項，kg/(m3·s)；S為單位貯存量，1/L；k為滲透系數，m/s；ρf為流體的密度，kg/m3；u為流量矢量，m/s；μ為動力黏滯度，Pa·s；p為流體的壓力，Pa；χf為流體的黏動系數，1/Pa。通過式(1)，把多孔介質中的流體運動與介質孔隙率及滲透系數相關聯，再經質量守恒定律，將由水頭產生的水壓力同固體的體積應變相聯系[8-9]，表達式為

(2)

式(2)中：H為水頭，m；εvol為多孔介質體積應變；αB為Biot固結系數；Sα為多孔介質存儲系數。多孔材料孔隙部分包含孔隙壓力、應力與應變，三者之間的本構關系為

(3)

式(3)中：αB為Biot固結系數；Pf為孔隙水壓力，MPa；C為彈性矩陣；E為單位矩陣；σ為柯西應力張量；ρav為平均密度，kg/m3、ρf為流體密度；kg/m3、ρd為固體的密度，kg/m3；ζ為多孔介質中流體的含率變化大小。

流固耦合中固體體積變化Pm的表達式為

(4)

Pm根據應力張量σ計算得到，而應變張量的跡可看作體積應變εvol的變量值大小，在同時刻中，于流體而言，P、εvol、Qm為變化量。外部變量P為自變量，其余為因變量。

對于固體，σ為因變量，Pf與εvol為自變量，而Pf受ΔQm與εvol影響，產生應力張量與孔隙應變和流量變化之間的關系，引入式(4)，以獲得固體顆粒的體積變化，下個時刻，各向同性項輸入的附加為應力張量，可看作是耦合過程的下一個階段的初始壓力，也適用于時間相關的流動模型[10]，即

pt1=pt0+σ

(5)

式(5)中：pt0為初始應力；pt1為下一時刻的應力。在流固耦合過程里中間參數采用應力張量，在流動時間尺度上研究時，可以假設當流動狀態改變時固體將立即達到新的平衡[11]。

2.1.2 應力-位移三維模型

根據拱壩的實際三維形狀對壩體模型進行COMSOL建模。基巖攔截范圍：沿河，沿上游和下游延伸250 m；向左右岸兩側延伸100 m；在垂直方向上截取壩頂高程的上邊界，下取邊界到壩底以下150 m。網格單元模型統一使用四面體單元(10節點次級單元)，單元共114 751個，結點16 997個。網格剖分如圖4、圖5所示。

圖4 模型整體網格

圖5 壩體網格劃分

2.2 建模參數

該壩為拋物線雙曲變厚拱壩，體型基本參數如表2所示。基礎材料具體參數取值如表3所示。

表2 壩體型基本參數

表3 基礎及材料物理力學參數

3 結果與分析

3.1 壩體的應力

3.1.1 壩體拉應力分布

壩體上、下游面所受拉應力三維分布(不同顏色分別代表壩體不同位置對應的各拉應力大小)具體位置及大小分布如圖6所示。壩面具體應力分布如圖7所示。

圖6 壩體的拉應力

圖7 壩面應力分布

由圖6、圖7可知，上游壩面的拉應力總體表現出隨著高程的增加而逐漸減小，最大拉應力出現在閘孔邊角、壩身泄水孔周圍及拱座底部與防滲墻地基接觸處。封拱前獨立壩段上游壩面最大拉應力值為0.05 MPa，計算模擬壩體最大拉應力值為 0.6 MPa，其他部分拉應力值相比較小。如在高程414 m處上游壩面拉應力最大值為0.54 MPa(位于壩體泄水孔周圍)，原因是在上游水壓作用下，有一定的傾覆趨勢，但仍在允許范圍內。

同理，下游面拉應力也隨著高程的增加而逐漸減小。封拱前獨立壩段下游壩面最大拉應力值為0.1 MPa，拉應力計算模擬值在高程423 m處拱冠梁周圍是最小的，為0.08 MPa；最大拉應力值為 0.6 MPa(位于壩體底部靠近壩軸線)。

3.1.2 壩體壓應力分布

壩體上、下游面所受壓應力三維分布(不同顏色分別代表壩體不同位置對應的各壓應力大小)具體位置及大小分布如圖8所示。

圖8 壩體的壓應力

據圖7、圖8可得，上下游面壓應力主要集中在大壩中間兩座閘墩附近，而壩踵、壩趾部位反而會出現拉應力。封拱前獨立壩段下游壩面最大壓應力值為1.56 MPa(位于壩體泄水孔周圍)，在壩基高程400 m處最大壓應力值為1.17 MPa(位于壩體底部靠近壩軸線)。下游面最大壓應力值為1.79 MPa(位于壩體右拱部位)，在高程418 m處壩體左拱部位下游面最大壓應力值為1.67 MPa。綜上，壩體整體應力極值情況如表4所示。

由表4可知，在封拱前獨立壩段上、下游壩面最大拉應力分別為0.05 MPa和0.1 MPa；最大壓應力分別為1.56 MPa和1.79 MPa。壩體中部較大區域內上、下游面均處于分布均勻的受力狀態，壩體和墊座的應力分布規律合理，在僅靠壩體自重作用下，滿足壩體應力規范的要求。

表4 壩體應力成果匯總

3.2 壩基防滲墻的應力

3.2.1 防滲墻拉應力分布

通過金盆拱壩三道防滲墻三維模型情況來反映壩基所受應力分布，防滲墻拉應力如圖9所示。

圖9 防滲墻的拉應力

由圖9可知，云圖上3道防滲墻凸向上游布置，防滲墻上游面所受拉應力第3道(由左至右)頂部拉應力為0.8 MPa。第1道(由內至外)防滲墻下游面所受拉應力在頂部最大，應力值為0.55 MPa。

3.2.2 防滲墻壓應力分布

防滲墻下游面壓應力如圖10所示

圖10 防滲墻的壓應力

由圖10可知，防滲墻上游面壓應力主要集中在第3道(由左至右)，而防滲墻底部下游面所受壓應力較明顯，第3道墻體底部壓應力最大，應力值為7.0 MPa。

綜合圖9、圖10分析，防滲墻體所發生的水平位移較小，應力以自重應力為主要特征。中間墻體承受壓力，但其對拱座有一定支撐作用，可有效減小拱座中部撓度，加強了壩體的整體穩定性。

3.3 壩體變形

3.3.1 表面位移分布

大壩壩體表面位移分布如圖11所示。

圖11 壩面位移分布

由圖11可得，壩體中面徑向位移在水平方向上均有中部向兩端遞減，最大水平位移值均位于拱冠梁處；在豎向上位移自下而上隨高程的增大而增大。如壩基高400 m處最大水平位移值為2.48 mm，而壩頂高程433 m處其最大值為6.10 mm。

同理，壩體中面豎向位移(拱冠梁部位)自下而上隨高程上升而遞增。左、右拱端最大值均位于高程423 m，分別為0.34、0.53 mm；最小值均為0.01 mm，位于高程418 m和433 m處。

4 監測數據驗證

4.1 監測布置

整體監測系統包括水平與垂直位移監測[12-13]。水平位移是通過拐角的前交叉法進行的大壩頂部設置6個位移標點，分別位于拱頂，左右岸1/3拱環和左右拱端等，利用精密找平法進行豎向位移觀測[14-15]。結合金盆水電站的實際情況，在大壩左岸選擇二級找平測量路線，并設置一套三點找平基準點組。

4.1.1 水平位移

以布置監測儀器選取拱冠部分在高程433 m處壩頂測點LD1和LD2，高程400 m處壩底測點LD3和LD4水平位移為例，觀測時段為2017年10月26日至2019年3月26日，各個時段相應的Comsol數值模擬和監測數據結果比較如圖12所示。

圖12 各測點水平位移結果

由圖12可知，監測和計算結果能較好吻合，壩頂測點LD1-LD2、壩底LD3-LD4二者的相對誤差僅為(5.9%，8.0%)、(5.8%，6.0%)，驗證了計算結果的正確性。壩頂測點(LD1-LD2)、壩底測點(LD3-LD4)主要表現為向上游位移，且位移隨著大壩運行逐漸增大并趨于穩定，壩頂測點LD1-LD2、壩底測點LD3-LD4均在2018年10月達到最大值，分別是(6.48 mm，5.71 mm)、(3.59 mm，2.64 mm)隨后趨于穩定，符合大壩變形的基本規律，變形滿足要求。

4.1.2 垂直位移

以選取和監測水平位移時的同部位、高程、測點、觀測時段下的垂直位移為例，各個時段相應的Comsol數值模擬和監測數據結果比較如圖13所示。

圖13 各測點垂直位移結果

據圖13可得，監測和計算結果具有較好的一致性，壩頂測點LD1-LD2、壩底測點LD3-LD4二者的相對誤差差值僅為(5.9%，5.8%)、(6.3%，5.8%)，更有效地驗證了軟件模擬值的正確率。拱壩垂直位移與時間具有較好的相關性，所有測點的數模位移值隨大壩運行逐漸增大并趨于穩定，而觀測位移值曲線隨時間呈現彈簧變化，不同時段的波動隨大壩的運行而逐漸變小并趨于穩定。

壩頂測點(LD1-LD2)、壩底測點(LD3-LD4)主要表現為向下游位移，均在2018年4月達到最大值，分別為(1.19 mm，1.39 mm)、(0.95 mm，0.70 mm)，隨后趨于穩定，可見該壩在這種覆蓋層壩基處理方式上沉降呈現變形協調狀態，符合大壩變形的常規規律，變形在合理范圍之內。

5 結論

借助Comsol Multiphysics建立模型以及監測資料對大壩位移進行分析和對比，論述了這種壩基處理方式的變形特點和安全狀況，得到如下結論。

(1)多場耦合計算和實際監測結果能相互驗證，說明了Comsol計算方法的準確性，應力和變形計算結果能反應大壩運行的實際情況。

(2)對比發現，壩體和壩基應力和變形均在規范要求范圍內，滿足強度和剛度要求，說明在不開挖覆蓋層的情況下，采取三道防滲墻和高壓旋噴樁的措施是合理的，可靠的。

(3)該壩基處理措施是首次應用于拱壩深基礎處理之中，對于中小型深厚覆蓋層上建造拱壩，采用本文方案不僅可以節省工期、造價等，而且能滿足現行規范要求的各項指標，本研究可為同類型、類似地質條件下的拱壩設計提供參考。