深厚強透水坡積碎石土及巖溶地基土石壩設計

陳蔚華

(中山市水利水電勘測設計咨詢有限公司，廣東 中山 528403)

高達水庫位于廣西來賓市武宣縣，壩址以上流域面積為27.6 km2，水庫總庫容為1 090萬m3，設計壩型為塑性混凝土心墻土石壩，壩頂高程為279.5 m，壩頂寬為6.1 m，最大壩高為65.5 m，上游坡為1級邊坡(坡比為1:2.25)，下游坡設置為3級邊坡(坡比為1:2.0、1:2.0、1:2.25)，壩殼填料為石渣混合料，塑性混凝土心墻深為65.5 m、厚為0.8 m。

1 壩基地質條件及存在的主要問題

壩址兩岸不對稱，河床段寬為30～60 m，上部為洪積卵石、漂石層(厚度為3～8 m)，下伏基巖為粉砂質泥巖、泥質粉砂巖；右壩肩地表為殘坡積土層(厚為0～10.5 m)，下伏基巖為粉砂質泥巖、泥質粉砂巖，巖體風化強烈；左壩肩(岸)表層為結構松散的耕植土，上部為呈中密至密實狀的洪坡積碎石土層，厚度為15.0～24.3 m，中部殘坡積土為4.90～37.00 m，呈可塑至硬塑狀，下伏基巖為白云巖夾透鏡狀灰巖, 溶蝕溶洞(晶洞)較發育，溶洞在其分布層內占比達13.3%(見圖1所示)。

圖1 左壩段地質剖面示意

根據勘察資料，左壩段洪坡積碎石土層變形模量小，其與下部的殘坡積土層均為中強透水層，加之下伏灰巖中溶洞發育，左岸壩基滲透性強，但該區域鉆孔的穩定水位均高于溶洞的分布高程，說明壩基不存在向庫外滲流條件，設計對溶洞區進行回填C15細石混凝土、砂漿充填灌漿加后期帷幕的綜合處理方案。但洪坡積碎石土層分布廣、層厚大、滲透性強、變形模量小，清挖方案難度大，為本工程存在的主要地質問題，如何解決壩基防滲、壩基變形與心墻受力協調則是本大壩設計的主要技術難點。

2 國內同類工程經驗及本工程心墻比較方案

根據地形、地質條件，本壩址適宜于修建碾壓式土石壩，但由于覆蓋層厚、防滲土料缺乏，因此，考慮采用瀝青混凝土心墻土石壩、塑性混凝土心墻土石壩兩種壩型作技術比較。

近年國內對土石壩筑壩材料研究有了很大的進展，大型土石方施工機械設備應用普遍，已建成一批超100 m的土石壩。瀝青混凝土因其防滲性能好、適應變形能力強、施工方便等優點，在碾壓式土石壩中得到了較多應用，目前，我國已興建的高碾壓式瀝青混凝心墻壩有三峽茅坪溪心墻壩[1](心墻高為94 m，心墻厚為0.5～3.0 m)、四川冶勒水電站[2](心墻高為125.5 m，心墻厚為0.6～2.0 m)、新疆下坂地水利樞紐[3](心墻高為74.8 m，心墻厚為0.6～2.0 m)等(各心墻參數摘自《水工設計手冊》(第2版)第6卷430頁表3.5-4)。

塑性混凝土防滲墻則多應用于現有大壩防滲加固、深厚覆蓋層防滲處理，目前國內已實施墻深超70 m的項目有小浪底上游圍堰[4](墻深為73.4 m、墻厚為0.8 m)、三峽二期主圍堰[5](墻深為74.0 m、墻厚為0.8～1.0 m)、沙灣電站圍堰[6](墻深為80.0 m、墻厚為1.0 m)、向家壩圍堰[7](墻深為81.8 m、墻厚為0.8 m)、石頭河水庫右壩肩[8](墻深為71.2 m、墻厚為0.8 m)、西藏旁多水利樞紐大壩基礎[9](墻深為158.0 m、墻厚為1.0 m)等(各心墻參數摘自《水工設計手冊》(第2版)第6卷80頁表1.7-3及文獻[9])。

本工程最大壩高為65.5 m，根據國內已建工程經驗，從防滲體本身而言，不論是采用碾壓式瀝青混凝心墻、還是塑性混凝土防滲墻都是可行的。針對左壩肩存在的問題，擬采用的2種心墻防滲方案布置如下：

方案一：碾壓式瀝青混凝心墻方案

碾壓式瀝青混凝心墻布置在壩軸線處，心墻厚度為0.8 m，該方案對下部基礎仍采用塑性混凝土防滲墻+帷幕防滲處理，其間設常規混凝土墊層連接,在瀝青混凝心墻上下游各設3.0 m厚風化料填筑分區作過渡層，其他壩體采用石渣混合料填筑(剖面示意見圖2)。要求混凝土墊層、塑性混凝土防滲墻、帷幕在壩體填筑前施工完成，瀝青混凝心墻則與壩體同步施工。

圖2 瀝青混凝土心墻壩斷面示意(單位：m)

方案二：塑性混凝土防滲墻方案

塑性混凝土防滲心墻厚度為0.8 m，為最大壩高的1/82，中心線布置于大壩軸線上游側1.8 m處，考慮在石渣混合料中成墻有一定的難度，以及大壩渡汛需要，在渡汛高程257.4 m以下，設有頂寬為5.0 m、上下邊坡為1：2風化料填筑分區，并要求該分區的滲透系數達1×10-4cm/s，渡汛高程以上中間壩體也設有5.0 m寬風化料填筑分區(剖面示意見圖3)。塑性混凝土防滲心墻待壩體全部填筑完成后再成槽澆筑，防滲心墻設計伸入至殘坡積土層底部。

圖3 塑性混凝土心墻壩斷面示意(單位：m)

3 壩體及防滲心墻的應力應變計算

在土石壩的有限元結構分析中，現多采用鄧肯-張非線性彈性模型(E-B或E-μ)和改進的K-G模型，但以鄧肯模型應用最為普遍，根據一些工程的分析經驗，鄧肯E-μ模型計算所得的壩體水平位移與實測值相比偏差較多，故本工程采用鄧肯E-B模型。

為分析左壩段洪坡積碎石土層對二種壩型應力應變的影響，選取該壩段一個典型斷面進行平面有限元計算，斷面壩高為20.5 m、坡積碎石土層厚為15 m、殘坡積土層厚為6 m，該斷面原地面高程已超渡汛高程，斷面中間只設有寬為5.0 m的垂直風化料填筑分區(見前文圖2～3)。

計算采用Autobank[10]平面有限元程序進行，并以鄧肯-張(E-B)非線性彈性模型來反應應力與應變關系, 計算中假定下部強風化層為模量很大的剛體，不參與有限元計算，計算模型下部邊界假定為雙向零位移邊界，左右兩側假定為水平向零位移、垂直向自由變形的鉸支邊界，計算單元取三角形單元，單元尺寸為1.0 m。計算工況考慮有完工工況和蓄水工況，其中完工工況為模擬大壩的壩體填筑，共分有6級進行仿真計算，第1級為壩基處理工程，計算中不考慮其在自重作用下的變形，其變形和孔隙水壓力作歸0處理，第2～6級模擬壩體筑壩施工，每加載步計算筑高4.1 m，為計算斷面壩高的1/5，其表面豎向位移也作歸0處理。

大壩各分區材料的鄧肯-張(E-B)模型參數類比其他工程[10-11]取值見表1。

表1 各材料分區鄧肯-張(E-B)模型參數

3.1 碾壓式瀝青混凝心墻方案的應力應變計算

該方案下部塑性混凝土防滲心墻及混凝土墊層在壩體填筑前施工完成，上部碾壓瀝青混凝心墻與壩體同步施工，其有限元應力應變計算成果列于表2。

表2 兩心墻方案應力應變情況對比

完工工況的應力應變主要等值線示意見圖4～7，該工況下壩體最大沉降為16.4 cm，占該斷面壩高的0.80%，出現在近2/3壩高處，壩基最大沉降為13.5 cm，占壩高的0.66%，占該斷面基礎厚度的0.64%；壩體最大水平位移為3.2 cm，壩基最大水平位移為3.5 cm。從等值線圖可見，該工況沉降與水平位移基本為對稱分布，在3/5壩高以下至殘坡積土頂面范圍，心墻與兩側壩體間出現有沉降差現象，在壩底混凝土墊層附近最為明顯，心墻基本可視為壩體向上下游水平位移的分界面，過渡區有與心墻分離現象，但其位移不大，受上部加載、坡積碎石土層變形模量小因素，在上下游坡積碎石土層壩基中各出現一較大的水平位移變形區。除在混凝土墊層接觸面出現有拉應力區外，壩體與壩基基本為主壓應力區，瀝青混凝心墻及塑性混凝土心墻本身只在壩頂出現有微小的拉應力，但在混凝土墊層的上下游面有較大拉應力區，表明混凝土墊層處應力集中現象明顯。

沉降/m

水平位移/m

大主應力/kPa

蓄水工況應力應變主要等值線示意見圖8～11，該工況壩體最大沉降為13.2 cm，壩基最大沉降為10.4 cm，上部瀝青混凝土心墻最大沉降為12.4 cm，下部混凝土墊層及塑性混凝土心墻最大沉降為9.2 cm，表示壩體受浮托力所致有所上抬，但變形增量不大，最大沉降區下移至心墻下游約4/5壩高處，且下游壩體沉降大于上游壩體；壩體和壩基最大水平位移為5.2 cm，最大水平位移出現在上游壩頂、下游1/2壩高處剖面壩基2個區域，防滲體最大水平位移為4.9 cm，其自下而上水平位移逐漸增大，最大水平位移出現在壩頂。

沉降/m

水平位移/m

大主應力/kPa

小主應力/kPa

從表2可見，與完工工況相比，壩體區負應力有所增大、正應力有所減小；防滲體則反之，負應力區仍然由于應力集中現象分布在混凝土墊層的上下游面，而下部塑性混凝土心墻未出現拉應力，上部瀝青混凝土心墻最大負應力為-13.8 kPa，分布在1/3～2/3壩高處的心墻上游側。

3.2 塑性混凝土心墻方案的應力應變計算

該方案待壩體填筑全部完成后再成槽施工塑性混凝土防滲心墻，壩體加載過程與前方案相同，但防滲心墻施工及水庫蓄水并入最后加載階段，在前面各加載迭代計算時，將心墻置換成相鄰的壩基或壩體材料。

計算得完工工況下壩體最大沉降為17.0 cm，壩基最大沉降為13.8 cm，壩體最大水平位移為3.4 cm，壩基最大水平位移為3.7 cm；壩體及壩基的大主應力為-3.3～760 kPa，小主應力為-9.1～474 kPa。對比瀝青混凝土心墻方案，完工工況的沉降和水平位移、壩體的大小主應力均略有增加，但差異不大，差異較大的是由于沒有混凝土墊層的影響，壩體和壩基基本上無負應力區，該工況的應力應變主要等值線示意見圖12～15。

沉降/m

水平位移/m

大主應力/kPa

小主應力/kPa

蓄水工況下壩體、心墻應力應變成果見表2，對比竣工工況的沉降，說明在壩體填筑完成時，其沉降變形已基本穩定，從計算結果上看，同樣受浮托力所致變形有所上抬；壩體和防滲體的最大水平位移均為5.0 cm，與碾壓式瀝青混凝心墻方案相比，壩體(壩基)略有減小，防滲墻部分略有增加，但增量不大，分布區域則基本相同。

該工況下的應力應變主要等值線示意見圖16～19，壩體最小拉應力為-37.4 kPa，心墻最小拉應力為-16.0 kPa，其值均較小，壩體拉應力區發生在2/5壩高附近的心墻上游側及1/2壩高附近的上游壩面范圍，防滲墻拉應力分布同碾壓式瀝青混凝心墻方案。

沉降/m

水平位移/m

大主應力/kPa

小主應力/kPa

4 大壩防滲心墻方案的選擇

根據本壩址的地質條件，主要從心墻與壩體的變形協調、心墻受力情況以及工程的施工難度3個方面進行比較分析。

4.1 心墻變形及其與壩體的變形協調

由于受心墻約束的影響，不論是壩體還是壩基的沉降量，碾壓式瀝青混凝心墻方案均小于塑性混凝土心墻方案，說明后方案對于下部洪坡積碎石土層基礎，起到了較好的預壓作用；兩方案的最大水平位移均發生在蓄水期，由于碾壓式瀝青混凝心墻受下部混凝土墊層的約束影響，心墻最大水平位移略小于塑性混凝土心墻方案。

碾壓式瀝青混凝心墻受兩側壩體、基礎沉降影響，兩側“下拉”現象明顯，并出現“拱效應”[12]，特別是先期施工的塑性混凝土心墻更加嚴重；而塑性混凝土心墻則在壩體填筑完成后成槽施工，壩體沉降已基本完成，后期沉降對心墻的影響較小，基本上不存在沉降差。

因此，從心墻變形、特別是心墻與兩側過渡層變形協調性上看，塑性混凝土心墻明顯優于碾壓式瀝青混凝心墻方案。

4.2 心墻受力情況

兩個方案的心墻應力計算中均出現有拉應力，即在水平滲透壓力的作用下，心墻上游側均出現輕微拉應力區，其中碾壓式瀝青混凝土心墻由于受基礎混凝土墊層約束，水平位移相對略小，出現的拉應力值也略小，但兩者分布范圍基本相同。兩方案拉應力計算值均較小，可認為在壩體填筑區心墻基本不出現拉應力區。

從心墻所受最大壓應力值上看，碾壓式瀝青混凝土心墻方案為塑性混凝土心墻方案的2.35倍，表明其受填筑期沉降影響較大，要求選取更高強度的瀝青混凝土，更不利于心墻與過渡區的變形協調。

碾壓式瀝青混凝土心墻方案的基礎混凝土墊層[13]，受上部加載、下部沉降雙重影響，在上游側的上下面均出現較大的拉應力區，該問題在設計細化中雖可對該墊層形狀進行優化，但難以得到切底解決。因此，從防滲體心墻受力分析上看，塑性混凝土心墻也明顯優于碾壓式瀝青混凝土心墻方案。

4.3 工程施工難度

碾壓式瀝青混凝土心墻方案在清基后即可進行下部的塑性混凝土心墻、混凝土墊層、基礎帷幕灌漿施工，上部心墻及兩側風化料過渡區可隨壩體填筑同步施工，填筑的壩體在滿足一定斷面后，即可進行渡汛攔洪，施工工藝簡單。雖然要求下部塑性混凝土心墻、混凝土墊層及帷幕先行施工，但塑性混凝土心墻主要分布在現狀基礎高程基本已達渡汛要求的左壩段，加之河床段工程量較少，因此，不論是工期安排、還是施工難度都不大。

塑性混凝土心墻則要求先行填筑壩體，待壩體填筑完成后再成槽澆筑塑性混凝土，并進行壩基帷幕施工，設計應考慮在心墻部位填筑風化料，一方面有利于后期成槽，另一方面利用風化料填筑分區滲透系數不大于1×10-4cm/s的特性用于渡汛。該方案最大成墻深度為65.5 m，墻厚為0.8 m，如從頂部鉆孔施工帷幕，則要求帷幕孔豎直度不大于0.5%，嚴于一般施工要求，因此，設計考慮成墻同步預埋灌漿管，有一定的施工難度。隨著國內機械設備的發展、施工技術的進步，目前，已施工完成有多項超70 m深的防滲墻水利工程，不論是心墻成槽、還是預埋灌漿管，都取得許多寶貴的經驗，因此，本方案雖有一定的技術難度，但仍是可行的。

綜合以上3個方面的分析，特別是考慮到本工程基礎存在深度厚、變形模量小的可壓縮土層，為大壩防滲心墻的受力安全，本工程推薦采用先填壩、后成墻的塑性混凝土心墻碾壓式土石壩方案。

5 結語

本工程洪坡積碎石土層分布廣、厚度大、變形模量小，對大壩防滲體系設計影響大，經模擬施工加載過程對壩基、壩體及心墻進行應力應變計算分析，認為地基沉降在施工期已基本完成，后期沉降對心墻的影響已不大，結合國內深塑性混凝土防滲心墻成熟的施工經驗，采用后成墻C5塑性混凝土防滲心墻方案是安全可靠的，目前工程正在壩體填筑施工中，下一步可根據壩體沉降、心墻應力監測成果，對計算成果進行驗證，為同類工程提供參考依據。