縱向增強體心墻在白松水庫土石壩設計中的應用

吳 濤，楊 潞

(四川大學工程設計研究院有限公司，四川 成都 610065)

土石壩作為歷史悠久的一種壩型，對地質條件適應能力強，筑壩材料可充分利用當地材料和建筑物開挖料，具有較好的經濟效益，廣泛運用于水利工程的生產實踐之中。土石壩又稱作當地材料壩，其筑壩材料和防滲材料決定了壩型方案，四川省內常用的防滲材料包括黏土、泥巖、瀝青混凝土等，但由于黏土及泥巖防滲料開采對生態環境破壞大、瀝青混凝土受施工工藝水平影響易造成防滲不可靠等原因，防滲材料對于土石壩建設的制約日益突出。縱向增強體心墻土石壩是源于四川省土石壩建設實踐的一種新壩型，通過在土石壩內置具有防滲、受力和抵抗變形等多重作用的剛性混凝土防滲墻，即解決了土石壩防滲的問題，又形成了“剛柔并濟”的土石壩壩體增強結構，提高了土石壩的安全運行性能。

本文選取典型工程白松水庫為研究對象，采用參考文獻[1-2]提出的結構力學及材料力學計算方法，對縱向增強體結構進行計算分析，以此驗證增強體結構的合理性及實用性。

1 工程概況

白松水庫地處四川省甘孜藏族自治州得榮縣白松鄉，是一座以農業灌溉、鄉村生活供水為主，兼顧生態環境用水，并向白松灌區補水的小(1)型水利工程。大壩壩型采用縱向增強體心墻石渣壩，最大壩高57.7m，壩殼料采用灰巖、變質砂巖、硅質板巖、泥質板巖等巖性的混合石渣料分區碾壓填筑，壩體中部設置寬0.8m的C25W8縱向增強體心墻，增強體心墻底部置于弱風化基巖上，心墻兩側設5m寬的級配過渡層。大壩的最大橫剖面如圖1所示。

圖1 大壩最大橫剖面圖

2 滲流穩定性分析

縱向增強體心墻通過在土石壩壩體中“插入”混凝土剛性防滲墻，結合下部的灌漿帷幕形成大壩的整體防滲結構。縱向增強體心墻做為防滲體在設計上需考慮計算心墻厚度δ和心墻下游面出露并高出下游水位的h0，以及維持下游壩殼滲流穩定的最低水平寬度L2。如圖2所示。

圖2 大壩滲流穩定分析簡圖

分析假定上游水頭與增強體高度一致，各特征參數見表1，計算結果見表2。

表1 水位特征與筑壩材料參數

表2 增強體心墻滲流穩定計算結果

由計算結果表明，在上游水頭作用下，增強體心墻下游側滲透水出露高程約在下游水位以上21.9m，增強體滿足滲透穩定的最小厚度為0.62m，下游壩殼維持滲透穩定的最小寬度為36.6m，壩體單寬滲流量1.02×10-6cm3/s，增強體心墻滿足結構滲流穩定及壩體防滲的設計要求，心墻厚度0.8m在滲流穩定上仍有一定安全裕度。

3 變形分析

縱向增強體心墻位于土石壩壩體中部，受壩體上、下游水土荷載及其耦合作用，分析時可將增強體簡化為底部固定端和頂部自由端的豎向懸臂梁。在不同工況條件下分別計算增強體心墻兩側壩體的沉降變形及增強體的順河向變形，主要計算參數見表3。

表3 增強體心墻變位主要計算參數

3.1 增強體心墻兩側壩體沉降變形

通過模量法進行壩體沉降計算，對沉降進行積分后可得到增強體心墻兩側壩體沿壩高方向的沉降分布如圖3所示。

圖3 增強體心墻兩側壩體沉降分布圖

由圖可知，沿壩高方向的增強體心墻兩側壩體沉降最大值在壩高約30m處，大致在一半壩高位置，與類似土石壩壩殼料的最大沉降位置基本一致。竣工期增強體心墻上游側壩體沉降值0.216m，下游側壩體沉降值0.141m，上下游沉降差0.075m；蓄水期增強體心墻上游側壩體沉降值0.296m，下游側壩體沉降值0.157m，上下游沉降差0.140m。最大沉降值約為最大壩高的0.5%左右，符合省內類似規模土石壩的壩體沉降水平。

3.2 增強體心墻順河向變形

縱向增強體心墻結構的受力包括增強體自重，上下游壩體的土壓力，上、下游界面的豎向摩擦力，水壓作用下的水平推力，水土耦合作用下的土壓力等。其受力如圖4所示。

圖4 縱向增強體心墻受力簡圖

在進行變形分析時，只考慮水平方向受力，通過撓曲微分方程可求得縱向增強體心墻心墻沿壩高方向的轉角和撓度分布如圖5所示。

圖5 縱向增強體心墻變位圖

從圖可知，墻體轉角最大值在壩高約13m處，約為1/5壩高位置。竣工期增強體最大轉角0.002r，墻頂撓度8.59cm；蓄水期增強體最大轉角0.002r，墻頂撓度9.80cm。墻體的轉角及撓度分布符合一般規律，撓度及轉角值滿足混凝土增強體構件的運用限制要求。

4 結構強度分析

由于壩殼料和縱向增強體心墻在變形特性上存在較大的差異，墻體和壩體截面由于差異沉降產生向下的表面摩擦拖曳作用，對墻體產生了下拉荷載，增加了墻體正截面壓力。

4.1 竣工期的下拉荷載

竣工期的下拉荷載主要是由于上、下游壩殼料自身沉降引起的作用在增強體側壁表面的下拉力，此時壩殼料和增強體接觸面表現為靜止摩擦接觸。主要計算參數見表4。經計算竣工期墻體上下游兩側的下拉應力分布如圖6所示。

圖6 竣工期縱向增強體心墻上下游兩側下拉應力分布圖

表4 縱向增強體心墻結構強度主要計算參數

表中，Es01、Es02為上、下游壩殼料初始彈性模量，f01、f02為上、下游壩殼料與增強體接觸面的靜止摩擦系數，fc1、fc2為上、下游壩殼料與增強體接觸面的滑動摩擦系數，n1、n2為上、下游壩殼料的E-B模型參數，k1、k2為上、下游壩殼料的靜止土壓力系數。

計算顯示上下游墻體側面的下拉應力與墻體埋深的增加呈現良好的線性增長關系，在墻高35m處下拉應力存在微小波動，原因為此處(高程3116m)是壩體填筑料的分界高程，但由于上游石渣上部區和下部區的材料差異性質不大，此處產生的應力波動也較為微小。

竣工期墻體所受的下拉荷載同下拉應力一樣，主要是上下游堆石體由于沉降導致界面摩擦而施加的，為沿墻體埋深變化的多項式函數。經計算可求得墻體底部的下拉合力Ns為1382KN，上下游力差也在墻體底部為最大，數值為82.2kN。

4.2 蓄水期的下拉荷載

縱向增強體心墻土石壩在蓄水后，上游壩體一般都存在浸水濕化變形問題。在分析時將上下游石渣料飽和與天然兩種狀態的壓縮曲線進行擬合，采用最小二乘法進行線性回歸分析，得到各分區的計算參數α、ζ，以求得上游側面濕化變形的下拉力分布情況如圖7所示。

圖7 蓄水期縱向增強體心墻上下游兩側下拉力分布圖

墻體兩側的下拉荷載呈二次曲線分布，底部的下拉合力Ns為1387KN，略大于竣工期，原因是上游壩殼料濕化變形的影響。上下游的力差為增強體底部的87KN，力差使墻體受力傾向于不均衡。

4.3 縱向增強體心墻底部抗壓強度復核

從以上增強體結構受力分析可知，墻體底部受力最大，因此復核此處的受力情況能夠控制整個墻體的安全性能。

竣工期增強體底部主要受下拉荷載、增強體自重壓力的作用，蓄水期增強體底部還受到濕化變形所引起的下拉力作用。經計算得到增強體底部在竣工期的正截面壓應力為3.85MPa，蓄水期的正截面壓應力為3.86MPa，均小于C25混凝土的允許抗壓強度設計值，增強體結構滿足抗壓要求。

需要注意的是，縱向增強體心墻底部的正截面壓應力與前面計算得到的下拉荷載直接相關，而接觸面的摩擦系數直接影響到下拉荷載的數值。敏感性分析表明，當摩擦系數擴大4.7倍時，增強體底部的正截面壓應力將擴大3.1倍，接近混凝土抗壓強度的臨界值，提示混凝土可能產生受壓破壞，但從類似結構的混凝土防滲墻在其他工程運用的實踐中分析，正截面產生受壓破壞的可能性并不大。

對于摩擦系數的試驗研究多為水平方向，而縱向增強體心墻與壩殼料的接觸面是垂直向的，目前對于垂直面的摩擦系數取值還沒有足夠完善的理論體系。朱俊高等人曾做過混凝土防滲墻在各種條件下與壩殼料接觸面的摩擦系數研究，但均為水平方向。有文獻提到“由于增強體施工時需采取泥漿等護壁措施建造槽孔，因而接觸面的切向剪切應力與試驗揭示的規律相同，但剪應力卻降低很多，由此導致堆石在垂直界面上的摩擦系數也大為降低，估計其降低的程度為水平向取值的1/2～1/4”，關于摩擦系數的取值有待后續進一步研究。

4.4 縱向增強體心墻受力安全性分析

縱向增強體心墻將壩體分為上游臨水側和下游背水側，起到雙向擋土墻的作用。由于庫水位的作用，導致了雙向擋土墻上下游的主動土壓力狀態和被動土壓力狀態可以相互轉化，文獻[1-2]提出在分析時可采用主動土壓力和被動土壓力之比作為受力安全系數來描述增強體的受力安全性。

經分析計算，在竣工期當上游按主動土壓力、下游按被動土壓力考慮時，Fs=1.29～2.38，上游按被動土壓力、下游按主動土壓力考慮時，Fs=1.19～2.20。在蓄水期，考慮水土耦合作用時Fs=2.58，不考慮水土耦合作用時Fs=2.10。在水位驟降期的Fs=1.54。上述工況的安全系數均大于1，說明縱向增強體心墻的受力是安全的。

5 結語

本論文選取典型工程白松水庫為研究對象，采用結構力學及材料力學計算方法，從滲流穩定性要求、變形要求、結構強度要求等方面對白松水庫土石壩的縱向增強體結構設計進行了復核，得到以下結論：

(1)采用白松水庫厚度0.8m、材料為C25W8的混凝土材料縱向增強體心墻進行分析，在各工況下增強體結構在滲流穩定特性、結構變形特性等方面能夠滿足設計要求，結構應力水平在材料允許應力范圍內，增強體結構是安全的。

(2)白松水庫縱向增強體心墻的變形水平與類似工程相比沒有明顯異常，壩體最大變形為蓄水期上游的0.296m，大致為最大壩高的0.5%，符合一般規律。墻體最大順河向最大變形出現在頂部，最大撓度滿足混凝土增強體構件的運用限制要求。

(3)后續還應進一步研究接觸面摩擦取值，并結合有限元計算結果進一步分析壩體及增強體受力情況。