某均質土壩加固后沉降變形及滲流穩定分析

程華進，王亞妮，李磊，樊鑫

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

1 引言

某水庫總庫容802.6萬m3，經多年運行，淤積嚴重，實測已淤積庫容573.0萬m3。水庫防洪能力低于規范要求，如遭遇較大降雨，威脅下游村鎮安全。水庫的壩體在前期施工過程中，施工質量不滿足規范要求，壩頂有明顯的不均勻沉降；壩體有裂縫發展，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、滲流等監測措施，實時監測數據缺失，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、壩坡穩定系數進行仿真計算，對壩體運行期的整體穩定性進行計算和分析。結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、最小主應力（kPa）；K、n為試驗參數。

由體變模量B表示的泊松比為：

式中：Kb、m為模型擬合參數；其余變量含義同上。

對卸荷采用下述方法判別：當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；其余變量含義同上。

計算中，土石料的內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（cm/s）；ky為y方向的滲透系數（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，推導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，在滑坡穩定分析領域得到了工程師和學者們的大量使用。

3 計算模型與基本參數

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，地基兩側法向約束。坐標系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，詳見表1—3。原壩體分為2個區域，分別采用試件20-1和30-1的參數；新壩體壩后填土為一個區域采用試件4-1參數；壩后填土采用試件8-1的參數；壩前淤積土采用試件2-2的參數；壩基部分的E-B模型參數參考大壩參數。

表1 大壩土樣試驗結果

表2 壩體各部分滲流分析相關參數

表3 壩體各部分穩定分析相關參數

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，總位移表示各節點的位移矢量，應力以壓應力為正。

在施工期，假設水庫無水并且在施工完工之后才開始蓄水。采用總應力法，首先進行原壩體的初始應力計算。在初始應力計算結果的基礎上進行大壩加固施工期固結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%，壩料填筑標準合理；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定分析

正常蓄水位工況下，壩體壩基流網、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

圖5 孔隙水壓力等值線云圖

圖6 壩體浸潤線

在滲流分析的結果上，進行壩體穩定分析，正常蓄水位壩體穩定分析結果詳見表4。

表4 正常蓄水位壩體穩定分析結果

正常蓄水位上游穩定安全系數及滑動面，如圖7所示。對于上游側壩坡，最小穩定安全系數為1.677，滑裂面從壩頂下游側頂點起，經過上游新壩體區，最終從淤泥區滑出。滑出點距新壩體上游坡腳處8 m左右。

圖7 正常蓄水位上游穩定安全系數及滑動面

正常蓄水位下游穩定安全系數及滑動面，如圖8所示。對于下游側壩坡，最小穩定安全系數為0.790，滑裂面從新壩體上游側靠近壩頂處起裂，沿準直線經過新老壩體，并最終以弧形從壩基滑出。滑出點在下游坡腳附近，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，壩體的下游側安全系數小于規范規定值，因為壩體加固工程已經結束，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測。

圖8 正常蓄水位下游穩定安全系數及滑動面

5 結論

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、壩坡穩定系數進行仿真計算，對壩體運行期穩定性進行分析及預測。結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，得到了大壩各狀態下的位移變形結果。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%，壩料填筑標準合理。

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

（3）在正常蓄水位運行條件下，壩體的下游側安全系數小于規范規定值，因為壩體加固工程已經結束，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測。