葉巴灘高拱壩壩肩穩定分析及其加固效果評價

張 芮 瑜，陳 媛，張 林，劉 子 安，楊 寶 全，董 建 華，張 沖

(1.四川大學 水力學與山區河流開發保護國家重點實驗室，四川 成都 610065； 2.四川大學 水利水電學院，四川 成都 610065； 3.中國電建集團成都勘測設計研究院有限公司，四川 成都 610072)

在水電工程建設中，拱壩作為一種常見的水工建筑物，具有良好的超載能力、安全性及經濟性等特點。我國已建或在建的高拱壩工程，如錦屏一級、小灣、溪洛渡、烏東德，白鶴灘、葉巴灘等，普遍具有壩址區蝕變帶、斷夾層、節理裂隙、軟弱結構面發育等復雜地質構造的特點[1-3]，壩基及壩肩的適當處理關乎大壩的整體穩定安全性，尤其對于壩高超過200 m的特高拱壩，需要對專門的問題進行研究[4]。

當前，國內外對高拱壩壩基壩肩加固處理開展了很多重要研究并取得大量研究成果[5-7]。其整體穩定安全性分析方法主要包括原型觀測法、數值計算法及地質力學模型試驗法。胡波[8]等基于原型監測，分析評價了小灣特高拱壩壩肩軟弱帶置換效果；楊強[9]等采用有限元軟件獲得拱壩壩肩破壞形態、過程并對整體穩定安全進行分析；劉耀儒[10]等采用地質力學模型法對小灣拱壩壩體裂縫對受力及穩定的影響進行研究；張林[11]等采用地質力學模型試驗法，獲得拱壩壩肩失穩的破壞過程、破壞形態、破壞機理及整體穩定安全度。以上3種方法對高拱壩的整體穩定性分析具有重要參考價值。原型觀測屬于事后觀測，難以對高拱壩穩定進行預測并提前采取加固措施。有限元分析廣泛應用于多種行業的工程數值模擬與計算機輔助工程中，具有重要的工程意義。由于高拱壩所處的地質環境、地應力條件通常十分復雜，通過地質力學模型試驗研究高拱壩的安全穩定，能夠模擬壩肩復雜地質構造，直觀顯示壩肩的破壞區域及薄弱環節，同時能夠考慮到多種因素對壩肩穩定的影響，是解決復雜地質條件下壩基壩肩穩定分析的重要手段[12-13]。實際工程建設中，往往結合多種方法研究高拱壩的穩定性，相互驗證、互為補充。

葉巴灘高拱壩壩基、壩肩地質條件復雜，穩定安全問題突出。針對該問題，本文開展了數值與物理模擬分析壩肩加固處理效果的研究。首先，基于有限元數值計算分析葉巴灘拱壩在天然地質條件下的壩肩穩定性，揭示其壩肩薄弱環節，并針對性提出加固措施，對加固后的葉巴灘壩肩整體穩定性進行有限元計算及三維地質力學模型試驗。通過對比分析獲得拱壩壩肩變形特性、失穩破壞過程、破壞形態與破壞機理，對壩肩整體穩定安全性及加固措施的有效性進行分析評價。

1 工程概況及地質條件

葉巴灘水電站位于四川省白玉縣與西藏貢覺縣境內，是金沙江上游重要梯級電站。電站正常蓄水位為2 889 m，電站裝機容量2 240 MW，年發電量102.36億kW·h。電站樞紐建筑物由混凝土擋水建筑物、泄洪消能建筑物及引水發電三大系統組成。混凝土雙曲拱壩壩高217 m，壩頂高程2 894 m。壩址區為典型的“V”形河谷，河谷狹窄，兩岸總體較為對稱，壩區巖性相對均一且結構較完整。葉巴灘地質平面圖如圖1所示。

圖1 葉巴灘水電站地質平面Fig.1 Geological plan of Yebatan Hydropower Station

葉巴灘拱壩壩址區破裂結構面發育，斷層破碎帶寬度大于1 m的Ⅱ級結構面主要有F1，F2，F3，F4等4條，延伸長度數百米至數千米；Ⅲ級、Ⅳ級結構面約460條，延伸長度數十米至數百米。影響壩肩穩定的主要不利地質構造有：左右岸及河床位置分布的貫穿性伴生斷層F1、F2，其在河床壩基部位埋深較淺，距離壩踵較近；兩岸壩肩及抗力體發育有f24，f22，F3，f29等斷層，f24斷層在建基面2 840～2 860 m高程出露，與F2，f21，f7等結構面相互切割，削弱了兩岸抗力體的完整性；f22斷層斜切左岸壩肩，在拱壩左岸建基面的2 870～2 880 m高程出露，與擠壓帶g23-4及優勢節理裂隙J5-2組合形成滑移塊體；f 29斷層在建基面2 810～2 820 m高程出露，走向及所處位置對右壩肩不利，是右壩肩整體穩定的控制性斷層，并與優勢節理裂隙J5-3組合形成滑移塊體，存在滑移失穩的趨勢。F3斷層延伸長度大于1 000 m，泥化條帶連續發育、厚度大。這些地質缺陷影響壩基變形和壩肩抗滑穩定性，對拱壩及地基的整體穩定產生不利影響。壩址區巖體及結構面物理力學參數如表1所示。

表1 葉巴灘拱壩壩址區巖體和結構面主要物理力學參數Tab.1 Main mechanical parameters of rock mass and structure planes at dam site of Yebatan arch dam

2 天然地基條件下有限元計算分析

2.1 有限元計算模型

葉巴灘拱壩及壩肩巖體三維有限元模型如圖2所示。其模擬范圍為：以拱壩壩底軸線為中心，往上游約1.5倍壩高，往下游約2.5倍壩高，往左右兩岸各約2倍壩高，往地基方向約1倍壩高，往壩頂方向模擬至3 050 m高程，下距壩頂156 m。模擬范圍為962 m×760 m×600 m(橫向×縱向×高度)。模型x方向坐標為橫河向，向左岸為正；y方向坐標為順河向，向上游為正；z方向坐標為豎直向，向壩頂為正。計算模型為理想彈塑性模型，地基及巖體采用D-P準則，計算模型共離散為161 836個節點和146 281個六面體單元，模擬的斷層和軟弱夾層主要有：F2(F1)、F3、f 24、f 22、f 29，斷層及巖體計算參數同表1。

圖2 葉巴灘拱壩三維有限元模型Fig.2 3D FEM model of Yebatan arch dam

有限元計算采用超載法，主要考慮超標洪水對工程的影響[14-16]。超載法評價中將大壩發生初裂、非線性大變形以及極限破壞時的安全系數分別用起裂超載安全系數K1、非線性變形超載安全系數K2、極限超載安全系數K3來表示，反映大壩在一定荷載作用下，大壩與基礎聯合作用抵抗荷載的能力[13]。作用荷載主要為自重及上游水壓力，忽略下游水壓力及溫度荷載，在壩體上游面施加正常水荷載(1P0)，模擬壩體壩肩在正常工況下的運行情況，并以0.1P0步長逐步超載，直至計算不收斂或出現塑性貫通，壩與地基出現整體失穩破壞。

2.2 計算結果分析

2.2.1壩體變位

壩體的順河向以向下游變位為主，壩體的最大變位發生在壩頂拱冠梁處，符合拱壩壩體變位規律。選取順河向變位值最大的壩頂2 894 m高程為典型高程平面，分別獲取左右拱端、左右半拱及拱冠梁下游面順河向位移值，如圖3所示。正常工況下，即KP=1.0時，左右半拱順河向變位基本一致，壩體變位對稱性較好；進入超載階段，隨超載系數KP增加，壩體順河向變位進入非線性變化，壩體右半拱順河向變位值逐漸大于左半拱；當KP=7.0時，壩體變形較大且不對稱性較明顯，右半拱順河向變位與左半拱變位差為113.2 mm。

圖3 不同超載倍數下2 894 m高程拱圈下游面順河向位移δy分布曲線Fig.3 Distribution curves of displacement along river on downstream dam surface at EL.2 894 m under different overloading coefficient

2.2.2壩肩變位

在2 790～2 870 m高程附近，壩肩橫河向和順河向變位值都相對其它高程較大。沿拱推力方向選取2 790 m高程的左、右壩肩各5個典型測點，研究在拱推力傳遞方向的壩肩及主要結構面的變形特性。壩肩典型測點位置及順河向變位與超載系數的關系如圖4所示。從變位分布整體上看，左、右壩肩位移值在拱端附近最大，往遠離拱端方向逐步遞減，并隨超載倍數增加而增大。但隨著超載倍數的增加，右岸拱端附近巖體順河向變位增長較左岸拱端附近巖體快，呈現出變位不對稱現象，與壩體在超載后期變位不對稱相一致。斷層f29及斷層f24兩側變位相差較大，斷層強度參數低，巖體完整性較差，對拱推力的傳遞造成影響。

圖4 壩肩典型測點順河向位移δy與超載系數KP關系曲線Fig.4 Typical curves of displacement along river δy vs.overloading factor KP

在正常工況下，左右壩肩斷層兩側典型測點位置及位移值如圖5所示。由圖5可知：左壩肩f24斷層2號測點順河向及橫河向位移均大于3號測點，f22斷層4號測點橫河向往山體里變位，5號測點橫河向往河床變位，且順河向位移小于4號測點。由此可見，以上兩個斷層均有相對錯動，對壩肩抗滑穩定性影響較大；右壩肩f29斷層6號、7號測點橫河向均向山體里變位，順河向均向下游變位，但兩測點位移值相差較大，斷層兩側的巖體存在相對錯動。F3斷層距拱端較遠，受到的剪切與擠壓作用不大，變位值較小，對壩肩抗滑穩定性影響較小。另一方面，斷層F2順河向變位在壩基高程2 677 m最大，并隨著超載倍數增大，斷層兩側測點順河向位移差值明顯增大，且F2距離壩踵較近，對壩基防滲有一定影響。

2.2.3塑性區發展

在正常工況KP=1.0時，壩基附近沒有塑性區產生，各斷層受擠壓局部進入塑性狀態；當KP=1.3時，壩基上游側出現塑性區，壩體底部附近的斷層F2出現較明顯的塑性區分布；當KP=3.0時，壩基下游側出現塑性區分布，壩基上游側及F2斷層的塑性區擴大；當KP=4.0時，壩體下游面左右拱端出現塑性區，壩基上游側塑性區與斷層F2的塑性區連通；當KP=5.0時，壩體上下游面的塑性區連通，壩基塑性區擴大；當KP=6.0～7.0時，塑性區在壩體、壩肩迅速發展，最終壩體大部分進入塑性區，壩肩上下游塑性貫通，此時壩體破壞。

圖5 正常工況下兩岸壩肩結構面附近測點及位移值(KP=1.0)Fig.5 Displacement of measure points near structural planes in both abutments under normal condition as KP=1.0

綜合分析天然地基條件下塑性區發展過程，結合壩體及壩肩、斷層變位等情況，得出天然地基下葉巴灘拱壩超載安全系數為：K1=1.3，K2=3.6～3.8，K3=7.0。計算所得典型高程平切面等效塑性應變值分布如圖6所示，其中灰色為超過最大值0.8×10-3部分。由圖可知，塑性區主要分布在靠近拱端壩肩位置，右壩肩f29斷層及左壩肩f24斷層附近塑性應變值較大，破壞程度較嚴重。

2.3 壩肩穩定性及加固處理措施

由不同超載倍數下變位情況及塑性區發展可知：由于兩岸壩肩內發育的斷層強度較低，與節理裂隙相互交錯，破壞了壩肩抗力體的完整性，使拱推力的傳遞受阻，對壩肩變形影響較大。斷層f29走向及所處位置對右壩肩不利，其承受拱推力較大，巖體強度低，在荷載作用下容易受壓變形，進而導致右半拱及右壩肩的變位明顯較左岸變位大。并且斷層f24、f29在建基面附近出露，影響壩體的受力及變形性態。從f24、f29斷層兩側巖體受力后位移方向上看，在左、右壩肩拱推力較大區域有向河谷滑移趨勢，結構面兩側產生相互錯動，對拱壩的抗滑穩定性產生不利影響。斷層F2距離壩踵較近，對壩基防滲有一定影響，且斷層寬度大、性狀差、變形模量低，壩基局部變形較大，需結合壩肩變形穩定和壩基防滲進行綜合處理。綜上可知，壩肩附近存在的多條斷層，由于斷層強度低，承受拱推力荷載較大，產狀及位置對拱壩的抗滑穩定性不利，成為了影響葉巴灘拱壩壩肩整體穩定的薄弱環節。

圖6 不同超載系數下2 790 m高程平面塑性破壞區域Fig.6 Plastic failure zone of arch dam and abutment at EL. 2 790 m under different overloading factor

針對天然壩基的這些薄弱環節，對葉巴灘拱壩壩基、壩肩進行加固處理：對F2斷層在壩基出露處附近進行混凝土置換，對右岸壩肩斷層f29在建基面出露的2 790～2 840 m高程附近進行混凝土刻槽置換，對左岸壩肩斷層f24在建基面出露的2 830～2 890 m高程附近進行混凝土刻槽置換。葉巴灘拱壩壩肩加固措施如圖7所示。

圖7 壩肩加固處理措施Fig.7 Reinforcement of dam abutment

3 加固后的壩肩穩定性分析及加固效果評價

3.1 有限元數值計算

加固地基條件下，有限元計算除增加加固處理措施外，計算條件與天然地基條件下一致。加固后，不同超載倍數下2 894 m高程壩體左右拱端、左右半拱及拱冠梁下游面順河向位移如圖8所示。總體上看，拱壩壩體變位減小，在不同超載倍數下，左、右半拱位移差值均有所減小，減小率約25%～30%，表明壩體變位左右對稱性得到改善。加固前后各典型高程拱冠梁順河向位移如圖9所示。當KP=1.0時，壩頂拱冠梁位移減小5.6%，底部位移減小5.6%；當KP=3.0時，壩頂拱冠梁位移減小6.24%，底部位移減小7.57%；當KP=5.0時，壩頂拱冠梁位移減小6.61%，底部位移減小8.45%；KP=7.0時，壩頂拱冠梁位移減小7.8%，底部位移減小9.6%。

圖8 加固后2 894 m高程拱圈下游面順河向位移δy分布曲線Fig.8 Distribution curves of displacement along riverδy on downstream dam surface at EL.2 894 m after reinforced

圖9 加固前后典型高程拱冠梁順河向位移δy對比Fig.9 Comparison of displacement along river δy of crown cantilever at typical elevation before and after reinforced

正常工況下，壩肩巖體位移減小較明顯：天然地基條件下最大順河向位移為24.1 mm；加固地基條件下最大順河向位移為21.3 mm，減少11.6%。天然地基條件下左右壩肩最大橫河向位移分別為9.5，8.2 mm；加固地基條件下左、右壩肩最大橫河向位移分別為8.2，7.4 mm，位移值分別減少13.7%，26.0%。加固后，斷層附近橫河向及順河向變位減小，且斷層兩側相對位移減小，其相對位移減小率約10%～30%，斷層錯動現象得到明顯改善，對增強壩肩抗滑穩定效果顯著。拱壩壩肩f29斷層上下游兩側6號、7號測點的橫河向變位情況如圖10所示。

圖10 加固前后f29斷層橫河向變位δx與超載系數KP關系曲線Fig.10 Curves of displacement across river δx near fault f29 vs.overloading factor KP before and after reinforced

3.2 地質力學模型試驗

地質力學模型試驗需要滿足破壞實驗的相似要求，即幾何、應力應變、地質構造面抗剪強度及力學相似[17-18 ]。本次葉巴灘拱壩地質力學模型試驗采用幾何比相似系數CL=200。根據相似理論，其他主要相似系數如下：Cγ=1，Cε=1，Cf=1，Cμ=1，CL=CE=Cσ=CC，CF=CσCL2=CγCL3。其中CE，Cε，Cγ，CL，Cσ，CF分別為變形模量、應變、容重、幾何尺寸、應力及荷載的相似比，Cμ，Cf和CC分別為泊松比、摩擦系數及凝聚力的相似比。混凝土、巖體和主要結構面物理力學參數由表1通過相似關系換算得到。模型模擬范圍除向上游約1倍壩高，其余范圍與有限元計算模型相同。模型模擬了兩岸地形、主要地質條件、貫穿性斷層、左右壩肩及抗力體各類巖體及斷層、節理裂隙、擠壓破碎帶等。

根據模型相似材料的物理力學參數，本次試驗從力學相似角度開展大量的材料試驗，研制出與原型材料相似的模型材料。葉巴灘拱壩模型材料以重晶石粉為主，少量石膏粉為膠結劑，水為稀釋劑，并摻適量的添加劑等；巖體材料的模擬采用重晶石粉為主，高標號機油為膠結劑，并摻入適量添加劑等。試驗中，根據相似原理得到的模型材料參數，制定多種配比壓制成的巖體試件，使用MTS-815材料特性試驗機進行測試，得到不同配比下各組巖體的強度參數(cm和fm)及變形模量Em等。并根據測試結果不斷調整配合比，直至達到相似要求，確定各類巖體最終配合比。結構面模型材料的研制根據其抗剪斷強度的相似關系，采用重晶石粉、機油及添加劑，并選用不同摩擦系數的薄膜材料配合使用，實現對結構面抗剪斷強度的模擬。

三維地質力學模型試驗模擬的荷載與有限元計算保持一致，上游水荷載采用油壓千斤頂進行分層分級加載。模型試驗過程如下：首先對模型進行預壓，然后逐步加載至一倍正常水荷載P0，最后按照0.2P0的步長對上游水荷載進行超載，直到拱壩與地基出現整體失穩破壞趨勢。

加固后的葉巴灘三維地質力學模型試驗與有限元計算得到的變形分布規律基本一致。試驗獲得了壩體壩肩的表面變位、結構面內部的相對變位、壩基壩肩失穩過程及破壞模式等，在壩肩斷層出露處獲得的測點變位如圖11所示。超載初期，壩肩變位不大，隨超載倍數的增加，變位值逐步增大。在KP=3.6～4.0時，大部分壩體變位曲線、應變曲線出現較大的波動和明顯的拐點，此后測點變位變化幅度增大。超載系數KP=5.0時，模型右壩肩附近測點135號位移值為100.0 mm，有限元模型計算位移值為98.4 mm，物理和計算模型變位規律基本一致，變位值相近，相互驗證互為補充，研究成果可靠，模型最終破壞形態如圖12所示。

圖11 模型中斷層出露處順河向變位δy與超載系數KP關系曲線Fig.11 Curves of displacement along river δy vs.overloading factor KP at fault outcrop in model test

3.3 穩定安全性及加固效果評價

有限元計算結果顯示：壩基壩肩進行加固后，KP=1.5時，壩基中部高程上游側出現塑性區；KP=3.0時，壩基下游側出現塑性區，上游側塑性區擴大；KP=4.0時，壩體上游側和下游側出現塑性區；KP=6.0～7.0時，壩基上下游塑性區貫通，塑性區分布范圍擴大。數值計算及模型試驗獲得的葉巴灘拱壩與地基整體穩定安全系數見表2。

圖12 模型最終破壞形態Fig.12 Final failure pattern of geological model

表2 有限元計算及模型試驗穩定安全系數Tab.2 Safety factors of finite calculation and geomechanical model test

綜合分析有限元計算及模型試驗結果可知，對建基面附近出露的斷層F2、f29、f24采取混凝土刻槽置換的處理措施取得了良好的加固效果，主要表現在以下幾方面：① 改善了壩體的受力狀態，使得壩體左、右岸變位較對稱，變形協調性和一致性得到改善，壩體及壩肩變位均有所減小；② 壩肩和壩基塑性破壞范圍減小，壩肩槽破壞主要集中在未進行混凝土置換的區域和靠上游側的巖基，壩肩破壞范圍減小；③ 拱壩的初裂安全系數K1和大變形安全系數K2得到提高，即壩肩出現初裂和發生大變形屈服時的荷載超載倍數增加，壩基的承載能力和壩肩的整體穩定安全性得到有效提高。

4 結 論

(1) 天然地基條件下，葉巴灘拱壩壩身與壩肩變位較大，左、右岸壩體與壩肩變位呈現明顯不對稱特性；拱端附近發育的斷層f29、f24、f22等產生相互錯動，壩肩存在抗滑穩定安全問題；斷層F2距離壩踵較近，對壩肩變形穩定和壩基防滲有一定影響。針對天然壩基的這些薄弱環節，提出對葉巴灘拱壩采用的主要加固措施為：對F2斷層在壩基附近進行混凝土置換，對左右岸壩肩斷層f29、f24在建基面出露處進行混凝土刻槽置換。

(2) 綜合分析試驗與計算成果可知：刻槽置換的加固措施改善了壩體受力狀態與變形特征，壩體左右岸變位對稱性明顯提高，壩體變形較協調，壩肩破壞范圍有所減小。地基加固處理后，拱壩與壩肩發生起裂、大變形屈服時的荷載得到提高，增大了拱壩與地基的初裂安全系數K1和大變形安全系數K2，壩基壩肩整體穩定性得到提高。

(3) 在加固地基條件下，三維地質力學模型試驗所得變位值與計算變位值相近，變形分布規律基本一致，模型試驗與有限元計算相互驗證，互為補充，研究成果可靠。