陈蔚华

(中山市水利水电勘测设计咨询有限公司，广东 中山 528403)

高达水库位于广西来宾市武宣县，坝址以上流域面积为27.6 km2，水库总库容为1 090万m3，设计坝型为塑性混凝土心墙土石坝，坝顶高程为279.5 m，坝顶宽为6.1 m，最大坝高为65.5 m，上游坡为1级边坡(坡比为1:2.25)，下游坡设置为3级边坡(坡比为1:2.0、1:2.0、1:2.25)，坝壳填料为石渣混合料，塑性混凝土心墙深为65.5 m、厚为0.8 m。

1 坝基地质条件及存在的主要问题

坝址两岸不对称，河床段宽为30～60 m，上部为洪积卵石、漂石层(厚度为3～8 m)，下伏基岩为粉砂质泥岩、泥质粉砂岩；右坝肩地表为残坡积土层(厚为0～10.5 m)，下伏基岩为粉砂质泥岩、泥质粉砂岩，岩体风化强烈；左坝肩(岸)表层为结构松散的耕植土，上部为呈中密至密实状的洪坡积碎石土层，厚度为15.0～24.3 m，中部残坡积土为4.90～37.00 m，呈可塑至硬塑状，下伏基岩为白云岩夹透镜状灰岩, 溶蚀溶洞(晶洞)较发育，溶洞在其分布层内占比达13.3%(见图1所示)。

图1 左坝段地质剖面示意

根据勘察资料，左坝段洪坡积碎石土层变形模量小，其与下部的残坡积土层均为中强透水层，加之下伏灰岩中溶洞发育，左岸坝基渗透性强，但该区域钻孔的稳定水位均高于溶洞的分布高程，说明坝基不存在向库外渗流条件，设计对溶洞区进行回填C15细石混凝土、砂浆充填灌浆加后期帷幕的综合处理方案。但洪坡积碎石土层分布广、层厚大、渗透性强、变形模量小，清挖方案难度大，为本工程存在的主要地质问题，如何解决坝基防渗、坝基变形与心墙受力协调则是本大坝设计的主要技术难点。

2 国内同类工程经验及本工程心墙比较方案

根据地形、地质条件，本坝址适宜于修建碾压式土石坝，但由于覆盖层厚、防渗土料缺乏，因此，考虑采用沥青混凝土心墙土石坝、塑性混凝土心墙土石坝两种坝型作技术比较。

近年国内对土石坝筑坝材料研究有了很大的进展，大型土石方施工机械设备应用普遍，已建成一批超100 m的土石坝。沥青混凝土因其防渗性能好、适应变形能力强、施工方便等优点，在碾压式土石坝中得到了较多应用，目前，我国已兴建的高碾压式沥青混凝心墙坝有三峡茅坪溪心墙坝[1](心墙高为94 m，心墙厚为0.5～3.0 m)、四川冶勒水电站[2](心墙高为125.5 m，心墙厚为0.6～2.0 m)、新疆下坂地水利枢纽[3](心墙高为74.8 m，心墙厚为0.6～2.0 m)等(各心墙参数摘自《水工设计手册》(第2版)第6卷430页表3.5-4)。

塑性混凝土防渗墙则多应用于现有大坝防渗加固、深厚覆盖层防渗处理，目前国内已实施墙深超70 m的项目有小浪底上游围堰[4](墙深为73.4 m、墙厚为0.8 m)、三峡二期主围堰[5](墙深为74.0 m、墙厚为0.8～1.0 m)、沙湾电站围堰[6](墙深为80.0 m、墙厚为1.0 m)、向家坝围堰[7](墙深为81.8 m、墙厚为0.8 m)、石头河水库右坝肩[8](墙深为71.2 m、墙厚为0.8 m)、西藏旁多水利枢纽大坝基础[9](墙深为158.0 m、墙厚为1.0 m)等(各心墙参数摘自《水工设计手册》(第2版)第6卷80页表1.7-3及文献[9])。

本工程最大坝高为65.5 m，根据国内已建工程经验，从防渗体本身而言，不论是采用碾压式沥青混凝心墙、还是塑性混凝土防渗墙都是可行的。针对左坝肩存在的问题，拟采用的2种心墙防渗方案布置如下：

方案一：碾压式沥青混凝心墙方案

碾压式沥青混凝心墙布置在坝轴线处，心墙厚度为0.8 m，该方案对下部基础仍采用塑性混凝土防渗墙+帷幕防渗处理，其间设常规混凝土垫层连接,在沥青混凝心墙上下游各设3.0 m厚风化料填筑分区作过渡层，其他坝体采用石渣混合料填筑(剖面示意见图2)。要求混凝土垫层、塑性混凝土防渗墙、帷幕在坝体填筑前施工完成，沥青混凝心墙则与坝体同步施工。

图2 沥青混凝土心墙坝断面示意(单位：m)

方案二：塑性混凝土防渗墙方案

塑性混凝土防渗心墙厚度为0.8 m，为最大坝高的1/82，中心线布置于大坝轴线上游侧1.8 m处，考虑在石渣混合料中成墙有一定的难度，以及大坝渡汛需要，在渡汛高程257.4 m以下，设有顶宽为5.0 m、上下边坡为1：2风化料填筑分区，并要求该分区的渗透系数达1×10-4cm/s，渡汛高程以上中间坝体也设有5.0 m宽风化料填筑分区(剖面示意见图3)。塑性混凝土防渗心墙待坝体全部填筑完成后再成槽浇筑，防渗心墙设计伸入至残坡积土层底部。

图3 塑性混凝土心墙坝断面示意(单位：m)

3 坝体及防渗心墙的应力应变计算

在土石坝的有限元结构分析中，现多采用邓肯-张非线性弹性模型(E-B或E-μ)和改进的K-G模型，但以邓肯模型应用最为普遍，根据一些工程的分析经验，邓肯E-μ模型计算所得的坝体水平位移与实测值相比偏差较多，故本工程采用邓肯E-B模型。

为分析左坝段洪坡积碎石土层对二种坝型应力应变的影响，选取该坝段一个典型断面进行平面有限元计算，断面坝高为20.5 m、坡积碎石土层厚为15 m、残坡积土层厚为6 m，该断面原地面高程已超渡汛高程，断面中间只设有宽为5.0 m的垂直风化料填筑分区(见前文图2～3)。

计算采用Autobank[10]平面有限元程序进行，并以邓肯-张(E-B)非线性弹性模型来反应应力与应变关系, 计算中假定下部强风化层为模量很大的刚体，不参与有限元计算，计算模型下部边界假定为双向零位移边界，左右两侧假定为水平向零位移、垂直向自由变形的铰支边界，计算单元取三角形单元，单元尺寸为1.0 m。计算工况考虑有完工工况和蓄水工况，其中完工工况为模拟大坝的坝体填筑，共分有6级进行仿真计算，第1级为坝基处理工程，计算中不考虑其在自重作用下的变形，其变形和孔隙水压力作归0处理，第2～6级模拟坝体筑坝施工，每加载步计算筑高4.1 m，为计算断面坝高的1/5，其表面竖向位移也作归0处理。

大坝各分区材料的邓肯-张(E-B)模型参数类比其他工程[10-11]取值见表1。

表1 各材料分区邓肯-张(E-B)模型参数

3.1 碾压式沥青混凝心墙方案的应力应变计算

该方案下部塑性混凝土防渗心墙及混凝土垫层在坝体填筑前施工完成，上部碾压沥青混凝心墙与坝体同步施工，其有限元应力应变计算成果列于表2。

表2 两心墙方案应力应变情况对比

完工工况的应力应变主要等值线示意见图4～7，该工况下坝体最大沉降为16.4 cm，占该断面坝高的0.80%，出现在近2/3坝高处，坝基最大沉降为13.5 cm，占坝高的0.66%，占该断面基础厚度的0.64%；坝体最大水平位移为3.2 cm，坝基最大水平位移为3.5 cm。从等值线图可见，该工况沉降与水平位移基本为对称分布，在3/5坝高以下至残坡积土顶面范围，心墙与两侧坝体间出现有沉降差现象，在坝底混凝土垫层附近最为明显，心墙基本可视为坝体向上下游水平位移的分界面，过渡区有与心墙分离现象，但其位移不大，受上部加载、坡积碎石土层变形模量小因素，在上下游坡积碎石土层坝基中各出现一较大的水平位移变形区。除在混凝土垫层接触面出现有拉应力区外，坝体与坝基基本为主压应力区，沥青混凝心墙及塑性混凝土心墙本身只在坝顶出现有微小的拉应力，但在混凝土垫层的上下游面有较大拉应力区，表明混凝土垫层处应力集中现象明显。

沉降/m

水平位移/m

大主应力/kPa

蓄水工况应力应变主要等值线示意见图8～11，该工况坝体最大沉降为13.2 cm，坝基最大沉降为10.4 cm，上部沥青混凝土心墙最大沉降为12.4 cm，下部混凝土垫层及塑性混凝土心墙最大沉降为9.2 cm，表示坝体受浮托力所致有所上抬，但变形增量不大，最大沉降区下移至心墙下游约4/5坝高处，且下游坝体沉降大于上游坝体；坝体和坝基最大水平位移为5.2 cm，最大水平位移出现在上游坝顶、下游1/2坝高处剖面坝基2个区域，防渗体最大水平位移为4.9 cm，其自下而上水平位移逐渐增大，最大水平位移出现在坝顶。

沉降/m

水平位移/m

大主应力/kPa

小主应力/kPa

从表2可见，与完工工况相比，坝体区负应力有所增大、正应力有所减小；防渗体则反之，负应力区仍然由于应力集中现象分布在混凝土垫层的上下游面，而下部塑性混凝土心墙未出现拉应力，上部沥青混凝土心墙最大负应力为-13.8 kPa，分布在1/3～2/3坝高处的心墙上游侧。

3.2 塑性混凝土心墙方案的应力应变计算

该方案待坝体填筑全部完成后再成槽施工塑性混凝土防渗心墙，坝体加载过程与前方案相同，但防渗心墙施工及水库蓄水并入最后加载阶段，在前面各加载迭代计算时，将心墙置换成相邻的坝基或坝体材料。

计算得完工工况下坝体最大沉降为17.0 cm，坝基最大沉降为13.8 cm，坝体最大水平位移为3.4 cm，坝基最大水平位移为3.7 cm；坝体及坝基的大主应力为-3.3～760 kPa，小主应力为-9.1～474 kPa。对比沥青混凝土心墙方案，完工工况的沉降和水平位移、坝体的大小主应力均略有增加，但差异不大，差异较大的是由于没有混凝土垫层的影响，坝体和坝基基本上无负应力区，该工况的应力应变主要等值线示意见图12～15。

沉降/m

水平位移/m

大主应力/kPa

小主应力/kPa

蓄水工况下坝体、心墙应力应变成果见表2，对比竣工工况的沉降，说明在坝体填筑完成时，其沉降变形已基本稳定，从计算结果上看，同样受浮托力所致变形有所上抬；坝体和防渗体的最大水平位移均为5.0 cm，与碾压式沥青混凝心墙方案相比，坝体(坝基)略有减小，防渗墙部分略有增加，但增量不大，分布区域则基本相同。

该工况下的应力应变主要等值线示意见图16～19，坝体最小拉应力为-37.4 kPa，心墙最小拉应力为-16.0 kPa，其值均较小，坝体拉应力区发生在2/5坝高附近的心墙上游侧及1/2坝高附近的上游坝面范围，防渗墙拉应力分布同碾压式沥青混凝心墙方案。

沉降/m

水平位移/m

大主应力/kPa

小主应力/kPa

4 大坝防渗心墙方案的选择

根据本坝址的地质条件，主要从心墙与坝体的变形协调、心墙受力情况以及工程的施工难度3个方面进行比较分析。

4.1 心墙变形及其与坝体的变形协调

由于受心墙约束的影响，不论是坝体还是坝基的沉降量，碾压式沥青混凝心墙方案均小于塑性混凝土心墙方案，说明后方案对于下部洪坡积碎石土层基础，起到了较好的预压作用；两方案的最大水平位移均发生在蓄水期，由于碾压式沥青混凝心墙受下部混凝土垫层的约束影响，心墙最大水平位移略小于塑性混凝土心墙方案。

碾压式沥青混凝心墙受两侧坝体、基础沉降影响，两侧“下拉”现象明显，并出现“拱效应”[12]，特别是先期施工的塑性混凝土心墙更加严重；而塑性混凝土心墙则在坝体填筑完成后成槽施工，坝体沉降已基本完成，后期沉降对心墙的影响较小，基本上不存在沉降差。

因此，从心墙变形、特别是心墙与两侧过渡层变形协调性上看，塑性混凝土心墙明显优于碾压式沥青混凝心墙方案。

4.2 心墙受力情况

两个方案的心墙应力计算中均出现有拉应力，即在水平渗透压力的作用下，心墙上游侧均出现轻微拉应力区，其中碾压式沥青混凝土心墙由于受基础混凝土垫层约束，水平位移相对略小，出现的拉应力值也略小，但两者分布范围基本相同。两方案拉应力计算值均较小，可认为在坝体填筑区心墙基本不出现拉应力区。

从心墙所受最大压应力值上看，碾压式沥青混凝土心墙方案为塑性混凝土心墙方案的2.35倍，表明其受填筑期沉降影响较大，要求选取更高强度的沥青混凝土，更不利于心墙与过渡区的变形协调。

碾压式沥青混凝土心墙方案的基础混凝土垫层[13]，受上部加载、下部沉降双重影响，在上游侧的上下面均出现较大的拉应力区，该问题在设计细化中虽可对该垫层形状进行优化，但难以得到切底解决。因此，从防渗体心墙受力分析上看，塑性混凝土心墙也明显优于碾压式沥青混凝土心墙方案。

4.3 工程施工难度

碾压式沥青混凝土心墙方案在清基后即可进行下部的塑性混凝土心墙、混凝土垫层、基础帷幕灌浆施工，上部心墙及两侧风化料过渡区可随坝体填筑同步施工，填筑的坝体在满足一定断面后，即可进行渡汛拦洪，施工工艺简单。虽然要求下部塑性混凝土心墙、混凝土垫层及帷幕先行施工，但塑性混凝土心墙主要分布在现状基础高程基本已达渡汛要求的左坝段，加之河床段工程量较少，因此，不论是工期安排、还是施工难度都不大。

塑性混凝土心墙则要求先行填筑坝体，待坝体填筑完成后再成槽浇筑塑性混凝土，并进行坝基帷幕施工，设计应考虑在心墙部位填筑风化料，一方面有利于后期成槽，另一方面利用风化料填筑分区渗透系数不大于1×10-4cm/s的特性用于渡汛。该方案最大成墙深度为65.5 m，墙厚为0.8 m，如从顶部钻孔施工帷幕，则要求帷幕孔竖直度不大于0.5%，严于一般施工要求，因此，设计考虑成墙同步预埋灌浆管，有一定的施工难度。随着国内机械设备的发展、施工技术的进步，目前，已施工完成有多项超70 m深的防渗墙水利工程，不论是心墙成槽、还是预埋灌浆管，都取得许多宝贵的经验，因此，本方案虽有一定的技术难度，但仍是可行的。

综合以上3个方面的分析，特别是考虑到本工程基础存在深度厚、变形模量小的可压缩土层，为大坝防渗心墙的受力安全，本工程推荐采用先填坝、后成墙的塑性混凝土心墙碾压式土石坝方案。

5 结语

本工程洪坡积碎石土层分布广、厚度大、变形模量小，对大坝防渗体系设计影响大，经模拟施工加载过程对坝基、坝体及心墙进行应力应变计算分析，认为地基沉降在施工期已基本完成，后期沉降对心墙的影响已不大，结合国内深塑性混凝土防渗心墙成熟的施工经验，采用后成墙C5塑性混凝土防渗心墙方案是安全可靠的，目前工程正在坝体填筑施工中，下一步可根据坝体沉降、心墙应力监测成果，对计算成果进行验证，为同类工程提供参考依据。