天花板拱壩壩肩穩定分析及處理措施研究

周飛平，陳卓卓，林健勇

（中國水電顧問集團北京勘測設計研究院，北京 100024）

1 工程概況

天花板大壩采用碾壓混凝土雙曲拱壩，壩頂高程1 076.80 m，最低建基面高程969.80 m，最大壩高107.0 m，壩軸線長159.87 m，拱冠梁頂寬6.005 m，拱壩最大中心角93.3°，拱冠梁底寬22.643 m，拱端最大厚度24.086 m，厚高比0.212。

壩址位于牛欄江與清水河交口上游1.2～1.7 km處的天花板峽谷進口段，河流方向基本為NW300°，為典型的峽谷河段，兩岸地形陡峻，兩岸坡度在60°～80°， 河谷整體斷面呈 “U” 形。

壩址區出露地層以震旦系地層和第四系松散堆積物為主。震旦系地層巖性主要有東龍潭組灰黑色含藻粉晶白云巖 （Z2dl1-1）、深灰-淺灰色粉晶白云巖（Z2dl1-2）、 灰黑色富藻粉晶白云巖 （Z2dl2） 和灰白色粉晶白云巖 （Z2dl3）。

壩址位于謂姑背斜中段東翼與大腦包向斜南段之間，白云巖巖層傾向上游，傾斜平緩，為一傾向SE 的單斜構造， 左岸巖層產狀為 NE55°～60°SE∠16°，右岸巖層產狀為 NE25°～30°SE∠11°～15°。

整個壩址巖性為白云巖，厚層狀結構。左壩肩巖體相對較完整，巖石為弱～微風化，結構面分布較少，主要斷層裂隙有f5、L27、L28等；f5斷層走向為順河向，陡傾角，離左拱肩槽較近，約15～20 m，其把左拱端持力體從左壩肩隔離出來，成為影響左壩肩穩定的重要因素；L27、L28為緩傾角裂隙，走向基本與河流方向垂直，兩裂隙與f5斷層組合可能形成滑動體，影響左壩肩穩定。右壩肩主要斷層有f15、f27、 f34、 f51、 f53等， 其中以f15為主要斷層， 自右拱端順拱軸線方向延伸， 與f27、f34、f51、f53組合形成可能滑動塊體，對右壩肩穩定不利。

2 研究方法和思路

根據規范要求和目前一般工程的處理原則，采用剛體極限平衡法作為計算壩肩穩定的基本計算方法。鑒于計算壩體應力有拱梁分載法和有限元法兩種，在用此兩種方法計算的壩體應力和拱端推力的基礎上，分別進行壩肩穩定分析。荷載組合見表1。Ⅱ、Ⅲ1、Ⅲ2、Ⅳ類巖體與剛性無夾泥結構面、夾泥結構面抗剪斷強度分別為1.5、0.9、0.6、0.55、0.15、0.05； 摩擦系數分別為1.25、1、1.07、0.7、0.6、0.65、0.35。

表1 荷載組合

3 計算及結果分析

3.1 剛體極限平衡法

3.1.1 初始邊界條件

左壩肩分布有斷層f5，走向與拱肩推力方向垂直，距拱肩槽建基面15～40 m，與自然邊坡可以形成拱端滑塊；另外，有緩傾角裂隙L27、L28在1 007～1 021 m高程之間穿過左拱端，與f5組合也能形成滑塊。右壩肩f15斷層以近拱端軸線方向以77°～82°角從右拱端穿過， 與順河向的 f27、 f34、 f53組合，以下游邊坡為臨空面，形成了可能滑塊。

另外，根據壩基開挖實際揭露的基巖性狀，考慮基巖內部性狀的不確定性，在進行拱梁分載法壩體應力分析時，考慮壩體對基礎的適應范圍的敏感性分析，選了兩組基巖參數，左岸基巖綜合變形模量為10～11 GPa，右岸基巖綜合變形模量第一組為 8.3～9.0 GPa， 第二組為 9.4～10.1 GPa。

3.1.2 計算結果與分析

各種荷載組合情況下，各滑塊在兩種地基條件下的穩定性如表2、3所示。

表2 壩基條件為變形模量1壩肩抗滑穩定安全系數Kh

從表2、3可以看出：兩種地基變形模量條件下，各滑塊的抗滑穩定安全系數都滿足規范安全標準要求；在右岸壩肩地基條件變好的情況下 （計算兩岸壩肩穩定的地質條件并無變化），特殊組合工況2和特殊組合工況3的安全系數有較大提高，可見基礎條件差時，壩肩排水措施的采用顯得尤為重要。

表3 壩基條件為變形模量2壩肩抗滑穩定安全系數Kh

3.2 有限元法穩定分析

3.2.1 計算邊界條件

有限元法穩定分析是將剛體極限平衡法和有限元計算分析相結合，求解壩肩潛在滑移楔形體的穩定性。具體做法是：有限元網格剖分時，置有限元節點于拱壩壩肩的可能滑動塊體表面，完成有限元靜、動力分析后，將塊體表面各節點的靜、動應力進行積分，求出塊體拱推力及作用于塊體上的地震荷載等，然后由剛體極限平衡法分析拱壩壩肩靜、動力穩定安全度。上述方法的特點是能充分利用有限元和剛體極限平衡兩種分析方法的優點。該方法可以充分考慮壩、庫水、地基的動力相互作用以及地基輻射阻尼和壩體分縫的影響。分別進行了靜力和動力抗滑穩定分析，靜力情況取基本組合工況一，動力情況進行了設計地震和校核地震的穩定分析。

3.2.2 靜力抗滑穩定分析

靜力計算工況為基本組合工況1，1 063、1 049、1 035、1 027、1 021、1 007 m高程滑移體的高度分別為14、28、42、50、56、70 m，對應左壩肩靜力抗滑穩定安全因子Kh為1.86、1.78、2.02、2.22、2.31、2.55，右壩肩靜力抗滑穩定安全因子Kh為2.12、 1.96、 1.85、 1.76、 1.75、 1.87。

從計算結果可知：左右岸拱座分別在1 049 m和1 021 m高程推出時Kh最小，分別為1.78和1.75；天花板拱壩壩肩巖體的靜力抗滑穩定安全因子Kh為1.75，滿足持久狀況Kh＞1.0的穩定要求。

3.2.3 動力抗滑穩定分析

計算大壩在持時20 s的設計地震動作用下的壩體、壩基的地震反應，進行壩肩巖體動力抗滑穩定性分析。分別計算不同高程壩肩潛在滑動塊體動力抗滑穩定安全度。

左壩肩分別計算從1 063、1 049、1 035、1 027 m高程推出的安全因子Kh，滑移體的高度分別為14、28、42、50 m，分別表示為左岸1、2、3、4號滑移塊；右壩肩分別計算從1 063、1 049、1 027、1 007 m高程推出的安全因子Kh，楔形體的高度分別為14、28、42、50、56、70 m，分別表示為右岸1、2、3、4號滑移塊。根據有限元計算成果，提取側滑面和底滑面的相關受力，分別計算左、右岸不同滑移體的安全因子Kh，結果如表4所示。

表4 壩肩可能滑動體地震工況下的安全因子Kh

由表4可以看出：校核地震工況下的安全因子比設計地震工況低，體現了地震強度對壩肩穩定的影響；天花板雙曲拱壩的動力抗滑穩定安全因子Kh為1.94，滿足偶然狀況Kh≥0.85的要求，因此，天花板拱壩校核地震工況下動力穩定性滿足規范要求。

4 基礎處理

受斷層分布影響，天花板拱壩右壩肩巖體性能相對于左壩肩較差，這使得拱壩壩肩存在不均勻性；同時，由于右壩肩被f15等斷層切割，其穩定性也是需重點考慮的問題，在前面的剛體極限平衡法中，盡管各滑塊體的安全穩定性都滿足規范要求，但是有些滑塊 （尤其是右壩肩的f53滑塊）安全儲備并不高，因此還需進行相應處理，以提高安全儲備。主要采取如下措施：

（1）針對f15斷層和f53滑塊右壩肩進行高壓深層灌漿處理，以提高右壩肩整體性和穩定性。

（2）地質缺陷置換處理，對建基面出露的f15、f11等斷層進行槽挖回填混凝土處理，并在壩體與該缺陷帶接觸面鋪設鋼筋網進行加強。

（3）對f5斷層進行深層高壓固結灌漿和洞塞置換處理。在左壩肩1 007 m和1 027 m高程順斷層面設兩條水平混凝土置換洞，在拱端附近順斷層設一豎向置換洞，豎向置換洞和水平置換洞聯結成一整體，以提高左壩肩的穩定余度。

5 結論

根據地質狀況和結構形式，用剛體極限平衡法和有限元法對天花板碾壓混凝土拱壩進行了壩肩穩定分析，另外針對安全儲備問題增加了壩肩穩定處理措施。主要結論如下：

（1）無論是剛體極限平衡法還是有限元方法，穩定分析結果表明，天花板拱壩兩岸壩肩的穩定安全系數在規范允許范圍內，滿足安全要求。

（2）在剛體極限平衡法分析中，針對兩組地基性狀的拱端推力的壩肩穩定分析結果表明，在地質條件較差時，采取提高壩肩排水性能等人為措施，對壩肩穩定尤為重要。

（3）由剛體極限平衡法和有限元法分析結果對比可以看出，有限元法所得安全系數一般要比剛體極限平衡法高，也就是剛體極限平衡法計算結果相對偏保守。

（4）針對兩岸壩肩某些部位 （諸如f53滑塊和f5滑塊）壩肩穩定安全儲備不高的情況，專門對這些部位進行了混凝土置換和高壓固結灌漿等處理，提高了其安全性。