小峰水庫主壩除險加固有限元計算分析

蘇佩珍

【摘 要】1949年以來，我國修建的水庫及堤防以土壩（土堤）為主，但由于水文、地質、施工質量等多方面的原因，所以有相當一部分的土壩（土堤）存在一定的裂縫和滲透、不穩定等問題，影響結構的正常運行，為了處理好這些問題，采用開挖回填、灌漿等技術進行除險加固，并對除險加固效果進行評定。文章采用二維有限元法對除險加固后的小峰水庫主壩進行計算，復核了高壓旋噴灌漿及帷幕灌漿防滲墻在上、下游水荷載作用下的強度是否滿足要求，對主壩防滲體結構的安全性提供參考依據。

【關鍵詞】土壩；除險加固；有限元計算；安全評價

【中圖分類號】TV543 【文獻標識碼】A 【文章編號】1674-0688（2018）02-0157-04

1 工程概況及主壩維修加固

小峰水庫于1977年完成初步設計，于1978年10月底動工興建，是一項邊勘測、邊設計、邊施工的“三邊工程”， 小峰水庫工程指揮部組織施工，小峰水庫主壩于1978年10月底動工，副壩工程于1981年4月動工，主壩至1982年5月基本建成，副壩施工斷斷續續，拖延至1987年年底才基本按設計剖面完成。大壩施工方式是采用專業施工隊伍和民工相結合的辦法施工。

小峰水庫主壩設計是心墻土壩，壩體于1982年5月基本建成。由于庫區位于暴雨中心區，工程施工多從安全度汛進行安排，第一階段是先施工壩軸線至上游壩腳的度汛臨時斷面，填筑至165.0 m高程時汛期已近，為確保安全度汛而改變施工方法，采用100多臺手扶拖拉機運土，實行三班制作業，日夜連續施工，由于無法控制心墻土料，所以改為均質土壩。1979年汛期搶險施工常遇下雨，填土含水量偏高，難以壓實，填土施工質量遠未達設計要求。水庫于1981年試蓄水運行，當年庫水位最高水位達174.0 m，壩下游壩面就出現大面積滲漏面，高程在150.0～162.0 m，致使水庫被迫降低水位至176m以下運行。

（1）1982年年底至1985年，沿大壩軸線進行了充填式帷幕灌漿，但沒有明顯效果，下游坡浸潤線逸出點未見降低，范圍未見縮小。

（2）1991年小峰水庫除險加固，主壩防滲采用砼心墻方案。由于各種原因，施工斷斷續續，疏于管理，造成大部分砼心墻施工質量很差。未達到防滲效果。以致在后幾年汛期，庫水位達175.00 m以上時，下游壩坡仍出現大面積的嚴重浸潤。

（3）2001年8月9日開始發現導流洞內距出口25～35 m處滲出較多濁水且帶有泥砂顆粒的險情，導流洞內邊墻漏水呈射流狀。同年8月12日，下游邊坡局部塌陷，出現重大險情，當地政府及時組織了臨時搶險施工，控制了險情。

（4）2001年的小峰水庫除險加固，主壩采用高噴灌漿+帷幕灌漿防滲墻，同時加固項目還有主壩上游壩坡砼護坡及下游反濾體翻修、溢洪道右側土壩加寬培厚及主壩下游壩坡草皮護坡。主壩防滲墻工程共523.5 m壩長的上部高壓旋噴灌漿及下部帷幕灌漿。高壓旋噴灌漿及帷幕灌漿沿壩頂原混凝土防滲墻軸線上游布置，高壓旋噴灌漿底高程深入至全風化花崗巖下限，帷幕灌漿由全風化花崗巖下限（即旋噴墻底線）以上2 m至單位吸水率≤5 Lu線以下5 m。高壓旋噴灌漿共布置鉆孔633個，帷幕灌漿共布置鉆孔300個。主壩防滲墻施工高壓旋噴灌漿及帷幕灌漿采用自下而上的灌漿法，有帷幕灌漿的孔施工程序為鉆孔、帷幕灌漿、下注漿管、噴射灌漿、充填。無帷幕灌漿的孔施工程序為鉆孔、下注漿管、噴射灌漿、充填。本次加固施工效果為主壩防滲墻已經封閉，能有效防滲，測壓管水位已全線下降，下游壩面濕潤面已完全消失；壩腳反濾棱體滲漏量減少2/3，導流洞滲漏量已有效削減1/3左右。但導流洞滲漏問題還需進一步處理，以絕后患。

（5）2005年的導流洞專項加固，導流洞封堵采用“壩基帷幕灌漿處理及導流洞充填灌漿”的方案。加固后導流涵洞滲漏量在相同條件下減少了90%以上。本次專項加固工程其他項目還包括主壩壩腳排水棱體翻修增設下游棱體的頂部壓頂混凝土；主壩壩腳原有排水總溝及穿越消力池尾水渠左岸渠堤的涵洞擴建；主壩壩頭山坡、壩腳平整綠化；主壩左岸、右岸上壩公路加固。

2 計算與分析

為復核小峰水庫主壩除險加固后高壓旋噴灌漿及帷幕灌漿防滲墻在上、下游水荷載作用下的強度是否滿足要求，對主壩壩體結構進行二維有限元計算分析。

2.1 有限元模型與計算參數

2.1.1 有限元計算模型

小峰水庫主壩的分區圖如圖1所示，根據《防城港市防城區小峰水庫除險加固工程灌漿試驗施工報告》（廣西水利電力勘測設計研究院湖南宏禹水利水電巖土工程有限公司2002年3月），旋噴樁的有效直徑為1.0～1.2 m，孔距為0.6 m，計算中高壓旋噴灌漿防滲體的厚度取0.8 m。

采用MIDAS-GTS NX有限元軟件進行分析計算。二維有限元計算模型采用4節點四邊形單元或者3節點三角形單元進行網格剖分，共剖分23 849個單元，大壩二維整體網格剖分圖如圖2所示。基巖采用截斷選取，豎直方向向下截取80 m，并在其底部施加固定位移約束；水平向截斷長度為200 m，并在其截斷面上施加水平法向約束。

計算中規定整體右手坐標系，垂直于壩軸線從上游到下游規定為X坐標正向；沿壩體高程方向規定為Y坐標（Y為高程）正向。

2.1.2 施工填筑過程的模擬

計算模擬施工的全過程，荷載分級按壩體填筑次序進行，壩體施工順序為水平逐層施工，共分為8個加載步模擬壩體填筑及除險加固過程，5個加載步模擬蓄水。

2.1.3 計算工況及荷載組合

計算選用的工況有3種，分別如下。①正常工況：荷載考慮自重及水荷載，其中上游水位為182.00 m高程，下游水位為147.29 m高程；②設計工況：荷載考慮自重及水荷載，其中上游為設計洪水位183.82 m高程，下游水位為149.49 m高程；③校核工況：荷載考慮自重及水荷載，其中上游為校核洪水位185.45 m高程，下游水位為150.63 m高程。

2.1.4 計算參數選擇

本次有限元計算中壩體回填料、排水棱體均采用莫爾-庫倫模型，基巖、高壓旋噴灌漿、帷幕灌漿防滲墻均采用彈性模型，其計算參數根據已有勘探成果，并參考其他類似工程進行確定，具體見表1。

2.2 防滲結構應力變形計算成果及分析

高壓旋噴灌漿防滲體及帷幕灌漿防滲墻在正常工況、設計工況及校核工況下的應力最大值見表2，其中正值為拉應力，負值為壓應力。高壓旋噴灌漿防滲體及帷幕灌漿防滲墻的應力云圖如圖3～圖5所示。

正常工況：高壓旋噴灌漿防滲體主要以受壓為主，水荷載直接作用在防滲體上，防滲體小主應力極值為0.24 MPa，為拉應力，位于防滲體上游側底部；防滲體大主應力極值為-1.36 MPa，為壓應力，位于防滲體下游側底部。帷幕灌漿防滲墻小主應力極值為0.95 MPa，為拉應力，位于防滲墻上游側與強風化下限的接觸處；防滲墻大主應力極值為-2.09 MPa，為壓應力，位于防滲墻下游側與強風化下限的接觸處。

設計工況：高壓旋噴灌漿防滲體主要以受壓為主，水荷載直接作用在防滲體上，防滲體小主應力極值為0.38 MPa，為拉應力，位于防滲體上游側底部；防滲體大主應力極值為-1.41 MPa，為壓應力，位于防滲體下游側底部。帷幕灌漿防滲墻小主應力極值為1.09 MPa，為拉應力，位于防滲墻上游側與強風化下限的接觸處；防滲墻大主應力極值為-2.11 MPa，為壓應力，位于防滲墻下游側與強風化下限的接觸處。

校核工況：高壓旋噴灌漿防滲體主要以受壓為主，水荷載直接作用在防滲體上，防滲體小主應力極值為0.54 MPa，為拉應力，位于防滲體上游側底部；防滲體大主應力極值為-1.45 MPa，為壓應力，位于防滲體下游側底部。帷幕灌漿防滲墻小主應力極值為1.24 MPa，為拉應力，位于防滲墻上游側與強風化下限的接觸處；防滲墻大主應力極值為-2.14 MPa，為壓應力，位于防滲墻下游側與強風化下限的接觸處。

根據《土石壩工程經驗與創新》（中國電力出版社，顧淦臣、束一鳴、沈長松編著），對于高噴灌漿防滲體應力是否滿足強度的判斷，采用大主應力<抗壓強度，小主應力<抗拉強度進行。根據2003年除險加固施工時施工單位宏禹公司對高噴墻施工形成后的抗壓強度的試驗成果：凝結體2組6件均大于3 MPa，最大達到26 MPa，試驗成果均大于3種計算工況下防滲體的大主應力最大值。對于防滲體是否會拉裂，由于缺乏抗拉強度試驗成果，所以目前尚不可對防滲體的拉應力是否滿足抗拉強度要求進行判斷，還有待進一步驗證。

3 結論

1949年以來，我國修建的水庫及堤防以土壩（土堤）為主，但由于水文、地質、施工質量等多方面原因，有相當部分的土壩（土堤）存在一定的裂縫和滲透穩定等問題，影響結構的正常運行，為了處理好這些問題，采用開挖回填、灌漿等技術來進行除險加固，并對除險加固效果進行評定。本文采用二維有限元法對除險加固后的小峰水庫主壩進行分析計算，3種計算工況下防滲體的大主應力最大值均小于其抗壓強度試驗成果；由于缺乏抗拉強度試驗成果，所以對于防滲體是否會拉裂有待進一步驗證。

參 考 文 獻

[1]百度文庫.GTS NX通用巖土有限元分析軟件理論分析手冊[EB/OL].https：//wenku.baidu.com/view/4c09c519

e97101f69e3143323968011ca300f73a.html，2017-08-

17.

[2]豆丁建筑.GTS NX巖土與隧洞有限元分析軟件用戶手冊[EB/OL].http：//jz.docin.com/p-1777344870.html，2016-11-07.

[3]顧淦臣，束一鳴，沈長松.土石壩工程經驗與創新[M].北京：中國電力出版社，2004.