柯 虎

(国家能源大渡河公司库坝管理中心，四川 乐山 614900)

土石坝由于具有可充分利用当地天然材料、能适应不同的地质条件、施工方法简便、抗震性能好等优点，而成为世界坝工建设中应用最广泛、发展最快的一种坝型。土石坝的高度已由过去的几十米发展到100 m级、200 m级，乃至300 m级[1]。高土石坝主要包括高心墙堆石坝和高面板堆石坝两种类型。表1所示为我国已建、在建和拟建的200 m以上的高土石坝统计。可以发现，在建和拟建的300 m级高土石坝均为心墙堆石坝[2]。

心墙堆石坝变形观测资料表明，在蓄水过程中，上游坝壳在浮力作用下并未发生上台现象，而是出现了下沉，这是由于上游堆石料湿化变形的存在，这也使得上游堆石区应力状态更加复杂，研究难度较面板坝堆石体更加复杂。初蓄水由于湿化变形的影响产生坝体不均匀变形，从而产生坝体裂缝的事例常有发生，如墨西哥148 m高的Infinelo心墙堆石坝[3]、土耳其169 m高的Ataturk心墙堆石坝[4]，国内154 m高的小浪底斜心墙坝[5]、186 m高的瀑布沟心墙堆石坝[6]和79 m高的观音岩混合坝[7]等。因此，分析心墙堆石坝初蓄水变形特性和裂缝产生的变形机理具有重要的意义。

本文结合某电站大坝的实际监测资料，对其初蓄水坝体各部位变形的变化趋势和蓄水对变形的影响进行了分析，并利用有限元方法进行了蓄水变形及裂缝的验证。

表1 中国已建、在建和拟建坝高大于200 m的高土石坝统计表

1 工程概况与监测布置

1.1 工程概况

该水电站是以发电为主，兼有防洪、拦沙等综合效益的特大型水利水电枢纽工程。水库死水位790.0 m，正常蓄水850.0 m，总库容53.9亿m3，调洪库容10.56亿m3，电站装机容量3 600 MW，多年平均发电量147.9亿kW·h。枢纽工程拦河大坝为砾石土心墙堆石坝，大坝断面分为5个区域，即砾石土心墙、反滤层、过渡层、主堆石区和下游坝体内部的次堆石区。坝顶高程856.0 m，最大坝高186.0 m，坝顶宽14 m，长540.5 m。大坝坝基防渗采用防渗墙与帷幕灌浆相结合的措施，上下游各设一道防渗墙，两墙间距14.0 m，墙厚1.2 m。砾石土心墙顶部高程854.0 m，顶宽4 m，上下游侧坡度均为1∶0.25，底部高程670.0 m，底宽96.0 m，心墙底部、心墙与岸坡接触带、防渗墙顶和混凝土廊道周围设高塑性粘土。心墙上下游两侧各设两层反滤层，上游宽4.0 m，下游宽6.0 m。反滤层与坝壳堆石间设过渡层，过渡层与坝壳堆石接触面坡度为1∶0.4。上游坝坡795.0 m高程处设一宽5.0 m的马道，马道以上坝坡坡度为1∶2.00，以下为1∶2.25。下游坝坡坡度均为1∶1.80，表面设上坝之字形马道。大坝坝轴线横剖面图和典型剖面图如图1和图2所示。

图1 坝轴线横剖面图

图2 典型剖面图

工程于2004-03-30日正式开工，2005年11月下旬截流，2006年3月开始填筑上下游堆石，2007年4月开始全断面施工，2009-09-20日填筑至坝顶。2009-11-01日至2009-12-13日首次蓄水至死水位790.0 m，2010-05-08日至2010-10-13日再次蓄水至正常蓄水位850.0 m。水库于2010-08-26日上午蓄水至842.2 m左右时，在坝顶处发现了纵向裂缝，裂缝位于坝轴线下游约5.5～6.0 m，基本平行于坝轴线，裂缝长约230 m，最大缝宽约5 cm，通过探坑检查，裂缝深度约1.0～2.5 m。

1.2 变形监测布置

大坝变形监测主要包括大坝表面变形监测和坝体内部变形监测。坝体表面布设7条平行于坝轴线的监测系统点，分别位于上游马道795.0 m高程处、坝顶上游侧距坝轴5.0 m处、坝顶轴线上、坝顶下游侧距坝轴5.0m处和下游坝面高程806.0m、756.0m和731.0 m处，共104个测点。坝体内部在4个断面上布设了监测系统，桩号分别为0+128.0 m、0+240.0 m、0+310.0 m和0+431.0 m，各断面除了在心墙轴线布设了沉降仪和测斜管之外，还分别在806.0 m、758.0 m和731.0 m高程的下游反滤层、下游过渡层和堆石体中布设水平位移计和水管沉降仪，其中桩号0+240.0 m断面的监测布置图如图3所示。

图3 0+240断面监测布置图

2 变形监测成果整理和分析

大坝在初蓄水时坝顶处产生了平行于坝轴线的纵向裂缝，产生此种现象的原因主要为坝壳的沉陷和水平位移过大所致[8]。为详细分析初蓄水时坝体沉降和水平位移的变化趋势，本文将对桩号0+240.0 m断面的监测位移进行分析。

2.1 心墙沉降

图4所示为心墙沉降变化过程，初期蓄水至死水位过程中，心墙沉降发生了明显的突变增量；初期蓄水至二期蓄水之间，心墙沉降比较平缓；二期水位由死水位蓄水至正常水位过程中，心墙沉降亦产生了明显的加快趋势；在后续水位升降的过程中，心墙沉降无明显波动。从图4可以看出初蓄水对心墙的沉降影响表现为从底部到坝顶逐渐增强。

图4 心墙沉降图

2.2 下游堆石体沉降

图5所示为下游堆石区沉降变化过程，初期蓄水至死水位过程中，806.0 m高程处下游反滤区(CH01)和过渡区(CH02)的沉降有突变增量，而堆石区(CH03，CH04)则没有，沉降增量由心墙下游面向下游坝坡呈递减趋势；二期水位由死水位蓄水至正常水位过程中，沉降无明显变化；756.0 m高程处沉降在初期和二期蓄水中都无明显变形。可见初蓄水对下游堆石区沉降的影响从坝顶往下和从心墙处往下游侧都呈减弱趋势。

图5 下游堆石体沉降图

2.3 坝体表面变形

图6(a)所示为坝体表面沉降变化过程，初期蓄水至死水位过程中，上游马道及坝顶处沉降均发生明显的突变增量，且坝顶上游侧、坝轴线、坝顶下游侧的沉降增量差异不明显；二期水位由死水位蓄水至正常水位过程中，坝顶上游侧和坝轴线上的沉降亦产生了明显的加快趋势，而上游马道处和坝顶下游侧沉降无明显突变；在后续水位升降的过程中，上游马道和坝顶处沉降无明显波动，坝顶上下游侧沉降变化协调发展。

图6(b)所示为坝体表面水平位移变化过程，初期蓄水至死水位过程中，上游马道及坝顶处水平位移均发生明显的突变增量，且水平位移增量与沉降处于同一量级，上游马道处发生向下游方向的水平位移增量，而坝顶处则发生向上游向的水平位移，同时，坝顶下游边的水平位移增量大于坝顶上游侧；初期蓄水至二期蓄水之间，上游马道处、坝顶处水平位移变化比较平缓；二期蓄水和后续水位升降过程中坝顶处的水平位移亦随着变化，基本表现为水位上升坝顶处发生向下游向的水平位移，水位下降则水平位移向上游。

图6 坝体表面变形图

综上所述，该大坝在运行期，水位变化对坝顶沉降影响较小，主要影响坝顶水平位移，分析其原因应为水压力在心墙上游面的作用产生的水平位移。所以水压力主要影响坝顶处的水平位移变化。初期蓄水过程中上游堆石和坝顶沉降发生明显突变现象，其原因为上游堆石体的湿化变形所致，最大沉降变化达0.4 m，最大水平位移达0.25 m，二者处于同一量级，因此初蓄水产坝体的水平位移也应当给予重视。二期蓄水使得坝顶上游侧和坝轴线处沉降速率变快，坝顶下游侧不受影响。因此，大坝初蓄水变形需要重点分析和研究。

3 初蓄水坝体变形和坝顶裂缝机理分析

根据上述坝体各部位沉降数据整理结果可大致得出初期蓄水对坝体沉降的影响区域，如图7(a)所示。可见，初期蓄水由于上游堆石料的湿化变形而引起坝体沉降的区域不止包括上游堆石区，还有心墙区、坝顶部位及靠近坝顶处的下游堆石区。结合初期蓄水引起的上游马道处、坝顶上下游边的沉降和水平位移增量，可得三点处的位移增量矢量，如图7(a)。可以发现，坝体上部均朝着坝底靠近心墙上游侧部位发生位移，究其原因是这个部位应力较大，发生的湿化变形较为严重。初期蓄水不仅对坝顶上游侧沉降产生较大影响，对坝顶下游侧亦产生较大影响，而且坝顶下游侧发生向上游方向的水平位移大于坝顶上游侧。本文认为产生此种情况的原因是初期蓄水使得坝体底部靠近心墙上游面的部位产生较大的湿化变形，一方面使得坝体上部在此湿化沉降影响下产生向此部位的变形，另一方面由于心墙上游面堆石料的湿化变形使得原本由于心墙料和堆石料的不协调变形产生的拱效应在心墙上游面减弱甚至消失，故而激发了心墙料由于拱效应而未发展的沉降变形，因为此现象只发生在心墙上游面，因此坝顶表现出较为明显的水平位移。在二期蓄水过程中，坝顶沉降只是速率加快，而没有沉降突变，而且坝顶下游边的沉降没有受到明显的影响。分析初期和二期蓄水发生湿化变形的区域，如图7(b)所示。二期蓄水对坝顶变形的影响小于初期蓄水，主要在于二期蓄水发生湿化变形的区域的应力小于初期蓄水对应区域的应力，同时二期蓄水发生湿化变形的区域的变形对心墙的变形影响较小，因此坝顶下游边基本不受影响。

虽然初期蓄水对坝顶变形影响较大，但是坝顶部位的沉降和水平位移表现为整体的突变，因此并未出现裂缝，分析初期蓄水变形影响区域可以发现，初期蓄水坝体表面变形梯度较大的部位是靠近坝顶处的下游坝坡，因此很多心墙坝在初蓄水时往往是靠近坝顶处的下游坝坡首先发生裂缝。

随着水位的进一步升高，坝顶部位的变形受到的影响变小，但是坝顶下游边几乎不再受其影响，而坝顶上游侧依旧受其影响，这使得坝顶部位的变形梯度增大，坝顶处容易出现裂缝，该大坝便是这种类型。同时，水位到达一定的高度后，受水压力的作用，心墙发生向下游侧的水平位移，而堆石区则不受水压力的作用，因此在靠近坝顶上游侧的坝坡容易发生张拉裂缝。

图7 变形区域分析图

4 初蓄水坝体变形的有限元模拟及裂缝分析

为了分析坝体初蓄水时的变形及裂缝，本文结合大坝实际填筑蓄水过程进行了大坝的有限元数值模拟，模拟中，将水荷载直接施加到心墙上游侧，考虑了所有坝料的流变变形及上游堆石料的浮力及湿化变形。有限元模拟模型如图8所示，共有15 967个单元和16 682个节点。为精确模拟大坝填筑、蓄水过程，每个填筑、蓄水荷载步最多模拟一层网格。

图8 有限元模型图

采用Morn-Coulomb强度准则和EB本构模型，使用设计模型参数，如表2所示[9-10]。

采用七参数流变模型，流变模型中采用Merchant方程描述流变曲线。

ε(t)=εi+εf(1-e-αt)

(1)

式中：ε(t)是时刻t发展的流变应变；εi与εf为初始流变应变和永久流变应变；e为自然指数；α是代表初始相对变形率或第一天发展的流变应变的参数。永久流变体变εvf和剪变γf由式(2)计算

表2 大坝主要坝料的强度、EB模型参数表

(2)

式中，b1、c1、d1、m1、m2、m3为参数。模型参数由南京水利科学研究院和长江科学院根据室内流变试验得出，如表3所示[9]。

表3 坝料流变模型参数表

采用李国英等[11]改进的沈珠江湿化变形模型

(3)

参数参考Guo等[12]在模拟瀑布沟大坝湿化变形时所采用的参数，如表4所示。

表4 瀑布沟大坝堆石料湿化模型参数表

采用变形倾度法对坝顶裂缝进行分析，图9所示为变形倾度法的基本原理，A、B两点的水平距离为Δx，分别发生沉降SA和SB，移动到A′、B′处，二者的沉降差为ΔS=SA-SB，则两点间的变形倾度γ为

(4)

根据工程经验确定开裂时的临界倾度γc，如果γ>γc，则认为裂缝发生，反之则不发生裂缝。临界倾度一般取1%，或者更小[13-15]。单元位移可以根据形函数及单元节点位移计算，因此可以将(4)式嵌入土石坝有限元计算程序，对应的变形倾度为

(5)

式中：x，y，z为三个方向；k为单元节点个数；Ni为单元第个节点对应的形函数；ui,y为单元第i个节点在y方向的位移。可以直接根据土石坝竣工、蓄水后坝体位移计算出变形倾度。

图9 变形倾度法图

大坝实际填筑过程和填筑模拟如图10中左边实线和虚线(带标记)所示，实际蓄水过程和其模拟过程如图10中右边实线和虚线(带标记)所示。由图10可知，2009年11月初，40 d快速蓄水至高程790.0 m，之后5个月未蓄水。而2008年11月初，坝体已经填筑至790.0 m高程，因此可以考虑将蓄水过程整体提前1年，从而通过提前蓄水释放上游堆石区的湿化变形，如图10中部虚线所示的蓄水方案。分别对这两种蓄水方案进行模拟，大坝蓄水过程中将水压力直接作用于心墙上游侧，不考虑坝体内的渗流，考虑处于水位变化区的上游堆石料的浮力和湿化变形。

利用35个和25个荷载步来模拟大坝填筑和蓄水过程，模拟中考虑了填筑、蓄水过程中的流变变形，在填筑、蓄水过程中插入对应的流变荷载步。

图10 大坝填筑、蓄水过程图

大坝于2010-08-26日上午蓄水至842.2 m左右时，在坝顶处发现了裂缝。因此研究此时刻由于蓄水产生的变形增量，并计算坝体的变形倾度。

图11和图12分别为此时刻大坝典型剖面的水平位移和沉降图，可见蓄水使得坝体中部产生了明显向下游的水平位移，而坝顶处水平位移较小，甚至偏向上游侧；上游堆石区发生明显沉降，最大值达60 cm以上。模拟得到的坝体位移及趋势与实际监测结果基本吻合，坝体向下游的水平位移主要由水荷载作用产生，而坝顶向上游的水平位移及上游区的沉降则主要由湿化变形产生，验证了第三节中的观点。

图13为计算得到的坝顶变形倾度图，实际情况中坝顶的变形倾度接近0.7，与林道通等[6]利用监测资料分析的结果一致，认为坝顶发生裂缝。

图11 水平位移增量图

图12 沉降增量图

图13 变形倾度图

5 结 语

初蓄水过程中，受上游堆石的湿化变形影响，上游堆石和坝顶表现为明显的突变变形，沉降和水平位移处于同一量级。上游堆石料的湿化变形不仅影响上游堆石体的变形，还影响心墙和靠近坝顶的下游堆石体的变形。随着水位的上升，湿化变形对坝体变形的影响逐渐减弱，大坝容易发生裂缝的部位依次是靠近坝顶的下游坝坡、坝顶、靠近坝顶的上游坝坡。通过有限元分析，发现模拟得到的坝体位移及趋势与实际监测结果基本吻合，而且判断出坝顶发生裂缝。所以，本文高心墙堆石坝蓄水变形和裂缝机理的分析是合理的。