“635”樞紐大壩主壩左壩肩監測設計及成果分析

趙彥萍 李 新

(新疆額爾齊斯河流域開發工程建設管理局 烏魯木齊 830000)

“635”樞紐大壩為粘土心墻砂礫石殼壩，主壩最大壩高70.6m，主壩長約320m；左副壩最大壩高約22.0m，壩頂長840m；右副壩最大壩高39.0m，壩頂長約740m。大壩壩頂高程650.0m，心墻頂高程648.0m，水庫正常蓄水位645.0m，設計洪水位645.4m，總庫容2.82億m3。大壩主副壩高差大，主壩左壩肩岸坡陡峭，坡比為1﹕0.75，高差40多m，是大壩安全監測重點部位。心墻粘土料壓縮性大，且還存在較為明顯的遇水膨脹和失水干縮性；右副壩位置有斷層通過心墻；壩基巖石風化嚴重，裂隙發育，壩基透水性大。

大壩于1998年6月開始填筑施工，至1999年10月填筑到壩頂，1999年11月通過水庫蓄水安全鑒定，2000年5月20日開始下閘蓄水，2001年7月5日，最高庫水位達到645.17m。自首次下閘蓄水至2009年，水庫已運行10年，庫水位每年在7～8月均保持在644.0m以上。

1 左壩肩防滲結構設計

大壩防滲結構設計是該土石壩工程設計方案的核心，防滲結構遵循以控制壩體變形為主、加強抗裂和抗滲穩定措施的總體設計原則，采用裂縫自愈式大心墻防滲結構。心墻上下游均設施工粒徑dmax<20mm、寬3.0m的砂反濾層。反濾料特性：等效粒徑D20=0.27，不均勻系數Cu=17.33，曲率系數Cc=0.47，滲透系數K=10-3～10-4cm/s，反濾層深入基巖以下0.5m。上下游均設施工粒徑dmax<80mm、寬3.8m的混合過渡層。心墻防滲體填筑采用分區選填土料，心墻底部以及心墻與混凝土建筑物接觸部位設置2m厚抗沖蝕能較強的非分散性的Ⅵ料場粘土；主體部位采用下硬上軟的選填原則，630.0m高程以下填低壓縮變形的Ⅰ料場粘土；630.0m以上填適應變形能力較強的Ⅵ料場粘土；壩肩部位為濕土區，選用Ⅵ料場非分散性粘土。

2 監測系統布置

左壩肩沿岸坡布設了一系列剪切向和水平向TS位移計，在岸坡中部0+870斷面粘土心墻內埋設測斜管（兼作沉降管），基巖和心墻內分層埋設了鋼弦式孔隙水壓力計，布設位置見圖1、圖2。

2.1 變形監測

a.壩肩變形監測。沿岸坡布設7層TS位移計（電位器式位移計），監測左岸邊坡處心墻和岸坡混凝土墊層間變形。

b.壩體變形監測。測斜兼沉降管用于監測壩肩心墻內分層豎向位移和分層水平位移。

c.壩面變形監測。為加強壩肩表面變形監測，在該部位加密了監測點，每隔5m布設1測點（0+860～0+905八個測點為既測壩面水平位移又測豎向位移的綜合測點，其余三個測點為僅測壩面豎向位移的測點）。

2.2 滲透壓力監測

在混凝土基礎面下基巖內、心墻內分層布設孔壓計，2000年10月在下游壩殼內補設1支測壓管CY03(見圖2)，監測壩基和壩體滲壓及滲流狀況。

3 監測成果分析

左壩肩監測系統自1998年8月10日開始實施，監測儀器分批分層埋設，至1999年9月安裝完成，2000年6月3日水庫繼放空后第二次蓄水，資料整理時間系列從各種儀器埋設之日起至2009年6月止，期間經歷了施工期、初蓄期和運行期三個階段。

3.1 壩肩變形狀況

3.1.1 壩肩豎向位移

a.壩體內部分層豎向位移。從圖3可以看出，壩體內部最大沉降量發生在1/2壩高處，施工期結束后，隨著運行期延長，壩體最大沉降位置逐漸上升，沿高程分布圖開口張大。2000年5月18日蓄水前最大沉降量發生在618.0m高程處，2003年9月7日最大沉降量位置上升至630.0m處。蓄水初期受水庫首次蓄水作用沉降速率較快，第一年蓄水5個多月內沉降了138mm，占壩高的0.33%，2001～2009年僅沉降了176mm，沉降速率減緩；累計最大沉降量314mm，占壩高的0.79%，在同類壩中屬中等，壩體的內部沉降基本趨向穩定。

b.壩體表面豎向位移。壩面表面豎向位移自2000年6月底正式開始觀測，從圖4、圖5可看出初蓄期沉降速率較快，隨后逐漸減緩，最大發生在0+885斷面處，沉降量208mm，占壩高的0.52%。用傾度法分析，根據該工程土料工程特性，得出左壩肩極限傾度在0.6%～1.4%，計算左壩肩測點間最大傾度為0.62%，超過極限傾度下限。

圖1 左壩肩監測儀器縱斷面圖

圖2 0+870斷面監測儀器布置圖

傾度計算公式為

式中：ΔS為兩點間沉降差值；ΔL為兩點間水平距離。表面沉降點B52和B54兩點間沉降差最大為31mm，水平距離5m。

3.1.2 左壩肩岸坡心墻與混凝土墊層接觸面變形

蓄水期和運行期剪切向和水平向位移過程見圖6～圖11。

從圖6～圖11可以看出，628m高程以下，剪切向和水平向位移，初蓄期位移量增加很快，在庫水位上升時增幅加大，水位下降時增幅減小，隨運行過程增幅逐漸減小，至2001年8月位移增幅已很小。608.0m和613.0m高程處位移量在施工期就已超過心墻粘土料的極限抗拉抗剪應變 （εc=0.37%～0.42%）,蓄水后不久628m高程以下測點測值都已遠遠超過此極限抗拉抗剪應變，至2009年6月實際最大剪切和水平向應變分別為15.1%和10.6%，超過理論計算極限抗拉抗剪應變達20～30倍?？膳袛酁樽蟀镀陆佑|粘土層與混凝土墊層間局部存在接觸不良。

圖3 0+870斷面累計沉降量沿高程分布圖

圖4 0+870斷面左壩肩下游壩頂壩面測點豎向位移過程線

圖5 左壩肩部位下游壩頂壩面測點沿縱斷面豎向位移分布圖(壩軸距為4.525m)

圖6 0+877斷面603.0高程剪切位移與庫水位時間過程線

圖7 0+871斷面607.5高程水平位移與庫水位時間過程線

圖8 0+870.7斷面608.0高程剪切位移與庫水位時間過程線

圖9 0+866.9斷面613.0高程剪切位移與庫水位時間過程線

圖10 0+856斷面628.0高程剪切位移與庫水位時間過程線

圖11 0+856斷面628高程水平位移與庫水位時間過程線

應變計算公式為

式中：S為產生的變形量，WY7和WY6分別測得最大剪切向變形和最大水平向變形分別為182mm和128mm；L為變形有效范圍，L=1.2m。

壩肩變形的特點是，同一高程的變形，上游大于下游；最大剪切向變形和最大水平向變形分別發生在608.0m和607.5m高程處。

3.2 滲流監測

從圖12可以看出，基巖內滲壓水頭與庫水位有很好的相關性，測壓管CY03在2001年10月前持續緩慢下降，根據帷幕下游基巖內滲壓力位勢分析，位勢為36%～93%，位勢比主壩其他部位高（0+961斷面基巖內各點滲壓力位勢為11%～43%），說明左壩肩部位灌漿帷幕防滲效果較河谷處弱。

從圖13可以看出，2001年2月S28滲壓水位迅速上升，并超過S22水位，目前該斷面位于心墻與混凝土基礎接觸面（610.0m高程）的S22（上游側）和S28（軸線）滲壓水位接近，當庫水位上升時，滲壓水位S22略高于S28，庫水位下降時S22滲壓水位S28比高1m左右，下游側S33滲壓水位仍然很低，低于S28達21m，該測點的位勢隨庫水位升高略有下降，說明接觸面粘土心墻阻滲效果明顯，接觸面滲流狀態穩定；心墻內上游側測點滲壓水位與庫水位有明顯相關性。0+870斷面位于壩軸線上游1m處測斜管CX01的滲壓水位從2004年7月開始高于S22、S28，分析原因該處的滲壓水頭影響S28，S22和S28之間沒有貫通；620.0m高程軸線處測點S27滲壓水位開始逐漸增大，至2009年6月，滲壓水位為628.68m，說明滲流已影響到該處；位于620.0m高程下游側測點仍未觀測到孔隙水壓力，說明心墻起到明顯地阻滲作用。

圖12 0+870斷面基巖內測點孔隙水頭過程線

圖13 0+870斷面墊層與心墻接觸面測點孔隙水頭過程線

4 結 論

a.從壩體和壩面沉降均可知道，沉降量不大，沉降差異小，左岸坡處心墻與混凝土墊層間變形量很大，遠遠超過極限拉應變，但通過傾度分析，差異沉降量較小，變形差異不大，壩肩變形狀況都說明岸坡接觸心墻因沉降差異產生裂縫的可能性不大，但沿左岸坡處心墻與混凝土墊層間相對位移較大。

b.接觸面測點S28滲壓水位在2001年2月快速上升，水位和S22趨于相同，不論S22與S28是否貫通，實際心墻有一半已失去了防滲作用，S33滲壓水位較低說明軸線下游一半心墻起著較強的阻滲作用，經過對此部位運行情況分析，主壩左壩肩的工況趨于穩定。

c.考慮到心墻上下游都設置了完善的過渡和反濾層，一旦產生裂縫，心墻有很強的自愈能力，能阻止裂縫的發展，從CY03在2001年10月前，水位持續下降，10月后滲壓水位開始上升，說明了反濾層對心墻起到了自愈作用，使心墻阻滲能力在產生裂縫后，能逐漸恢復。

d.應密切注視下游側S33的滲水壓力變化，當S33滲壓突然增大或突然減小甚至失去時，心墻將可能喪失阻滲能力，對大壩安全產生嚴重威脅。