曹學(xué)興，何蘊龍，遲福東，張 丹，熊 ，余記遠(yuǎn)

(1.華能瀾滄江水電股份有限公司， 云南 昆明 650214；2.武漢大學(xué) 水資源與水電工程科學(xué)國家重點實驗室， 湖北 武漢 430072；3.中國電建集團(tuán) 成都勘測設(shè)計研究院有限公司， 四川 成都 610072；4.長江勘測規(guī)劃設(shè)計研究有限公司, 湖北 武漢 430010)

深厚覆蓋層上的高心墻堆石壩，壩基與壩體結(jié)合部位的防滲，是大壩防滲的關(guān)鍵[1]，結(jié)合部位發(fā)生破壞，最終可能會導(dǎo)致大壩的破壞，對下游基礎(chǔ)設(shè)施及大眾安全、社會穩(wěn)定產(chǎn)生嚴(yán)重威脅，后果不堪設(shè)想[2]。壩基深厚覆蓋層一般采用混凝土防滲墻防滲，防滲墻高出壩基面插入心墻或在其壩基面處設(shè)置灌漿廊道與心墻連接。國內(nèi)一些深厚覆蓋層上高土石壩工程，為做好防滲，帷幕灌漿量較大，如大渡河瀑布溝、寶興河蹺磧等，為避免帷幕灌漿施工占用直線工期，加快施工進(jìn)度，在壩基防滲墻與心墻結(jié)合部位均采用灌漿廊道連接，廊道內(nèi)也便于布置安全監(jiān)測儀器，加強對大壩的安全監(jiān)測，在運行出現(xiàn)異常情況時為采取更多有效的措施提供了可能性。

大渡河長河壩礫石土心墻堆石壩壩高240 m，建于覆蓋層最大厚度79.3 m的地基上，處于高地震烈度區(qū)，100年超越概率2%基巖水平峰值加速度為0.359g。該工程采用兩道全封閉混凝土防滲墻，在主防滲墻頂設(shè)置了城門洞型式的廊道與心墻連接，如圖1(a)、圖1(b)所示，廊道內(nèi)部尺寸3 m×4 m，側(cè)墻厚2 m，底板厚3 m。該廊道在河床段沿縱向不設(shè)結(jié)構(gòu)縫，原設(shè)計在基巖覆蓋層分界線處分縫與兩岸灌漿平洞連接，但采用類似結(jié)構(gòu)的蹺磧及瀑布溝等工程均出現(xiàn)了廊道開裂及止水破壞的現(xiàn)象[3-4]。經(jīng)深入研究后，壩基廊道改為深入基巖1 m與兩岸灌漿平洞有縫連接[5]，如圖1(c)所示。

目前已有的研究成果對深厚覆蓋層上壩基廊道的應(yīng)力變形規(guī)律認(rèn)識尚不成熟，長河壩大壩壩高和地震烈度遠(yuǎn)超過已建類似工程，壩基廊道安全性問題更為突出，開展壩基廊道的應(yīng)力變形規(guī)律研究對保障壩基廊道的安全性有重要意義。本文采用基于子模型法[6-9]的三維非線性有限元對深厚覆蓋層中的壩基廊道進(jìn)行了精細(xì)模擬，先后對大壩-壩基整體及壩基廊道進(jìn)行了地震時程動力計算，分析壩基廊道的靜動力特性，評價其抗震安全性。

圖1大壩結(jié)構(gòu)型式圖

1 考慮圍壓效應(yīng)的土石材料動本構(gòu)模型

靜力計算模擬了壩體分層填筑與蓄水過程，在靜力計算基礎(chǔ)上進(jìn)行動力計算。動力計算對傳統(tǒng)的Hardin-Drnevich模型進(jìn)行了改進(jìn)，以反映圍壓對材料動力特性影響[10-12]，模型基本表達(dá)式如下：

G/Gmax=1/(1+(γd/γr)m)

(1)

λ=a3+a4(1-G/Gmax)a5

(2)

式中：G為等效剪切模量；Gmax為最大剪切模量；γd為動剪應(yīng)變幅值;γr為參考剪應(yīng)變幅值；m為曲線形狀系數(shù)；λ為等效阻尼比；a3為基本阻尼比；a4、a5為形狀系數(shù)。

通過圖2可以看出，改進(jìn)的Hardin-Drnevich模型可較好反映長河壩大壩心墻料和堆石料在動力條件下的材料特性。

圖2大壩材料動力特性參數(shù)曲線與試驗點對比

2 計算模型和材料參數(shù)

2.1 有限元計算模型

真實模擬了工程地形條件，建立了整體有限元整體模型和局部子模型，如圖3所示，整體模型有21 586個單元，子模型有13 176個單元。采用有厚度薄層單元模擬防滲墻與上下游側(cè)覆蓋層、防滲墻與周邊基巖以及廊道與兩岸平洞接縫等接觸[14-15]。子模型模擬的壩基防滲體系的細(xì)部構(gòu)造如圖4所示。

圖3 有限元模型

圖4子模型細(xì)部

2.2 材料參數(shù)與計算荷載

土石料與接觸面力學(xué)參數(shù)見文獻(xiàn)[10]，廊道、防滲墻和基巖均采用線彈性模型，動力采用無質(zhì)量基巖模型計算，彈性模量在靜力的基礎(chǔ)上提高30%。地震波通過SHAKE91程序反演后進(jìn)行輸入，地震計算時長30 s，水平向峰值為0.29g，豎直向峰值為0.193g。地震波時程曲線如圖5所示。

圖5加速度時程曲線

3 靜力條件下壩基廊道應(yīng)力變形分析

在上覆壩體壓力及廊道自身重力作用下，廊道出現(xiàn)豎直向下的撓曲變形，在防滲墻的帶動下發(fā)生向下游撓曲變形。兩種變形組合后在廊道軸線方向產(chǎn)生較大的拉壓應(yīng)力，廊道兩端上游受拉，下游受壓，河床中部上游面受壓、下游面受拉。因壩基巖體的約束，基巖面處出現(xiàn)了明顯的應(yīng)力集中現(xiàn)象，左右岸1/4跨位置上游面壓應(yīng)力較大，下游面拉應(yīng)力較大。表1列出了靜力條件下廊道沿各方向的變形和正應(yīng)力極值。

表1 壩基廊道應(yīng)力變形最值

4 地震條件下廊道應(yīng)力變形分析

4.1 整體應(yīng)力變形狀態(tài)

(1) 加速度和動位移反應(yīng)。由于壩基廊道埋藏于壩體與基礎(chǔ)內(nèi)部，其加速度和動位移等動力反應(yīng)不大，順河向較其他兩個方向反應(yīng)較大，圖 6給出了廊道頂部沿壩軸線三個方向加速度和動位移的分布曲線。順河向加速度在河床中部反應(yīng)較大，最大值為6.0 m/s2，橫河向和豎直向加速度沿廊道長度方向分布比較均勻；廊道順河向動位移也是在河床中部明顯較大，極值為2.7 cm，橫河向和豎直向動位移沿廊道長度方向變化不大。

圖6廊道頂部動力反應(yīng)

(2) 動應(yīng)力反應(yīng)。圖7給出了廊道橫河向最大動應(yīng)力，圖8為動靜疊加后廊道橫河向正應(yīng)力分布圖。地震作用下，廊道在兩岸基巖面處有明顯的動應(yīng)力集中，橫河向應(yīng)力值較大，在右岸基巖面處廊道上游面底部出現(xiàn)最大動拉應(yīng)力值2.14 MPa，右岸基巖面處廊道下游面底部出現(xiàn)最大動壓應(yīng)力值為2.23 MPa；兩岸1/4跨位置橫河向動應(yīng)力值也較大，動應(yīng)力都達(dá)到了1 MPa以上。

由于動應(yīng)力數(shù)值比靜應(yīng)力小很多，地震作用下廊道的應(yīng)力分布規(guī)律和靜力條件下基本一致。動力條件下最大拉應(yīng)力值為28.6 MPa，出現(xiàn)在右岸基巖面處廊道上游側(cè)底部，比靜應(yīng)力提高了8%；最大壓應(yīng)力值為-39.2 MPa，發(fā)生在右岸基巖面處廊道下游側(cè)底部，比靜應(yīng)力提高了6%。

4.2 典型部位應(yīng)力狀態(tài)

為找出廊道內(nèi)部的動應(yīng)力反應(yīng)規(guī)律，根據(jù)廊道結(jié)構(gòu)受力特點，在左岸選取了三個典型剖面(見圖9(a))進(jìn)行分析，動靜疊加后應(yīng)力分布情況如圖9所示。

圖7 橫河向最大動拉應(yīng)力(單位：kPa)

圖8橫河向正應(yīng)力(單位：MPa)

地震作用下河床中央剖面，在橫河向，廊道的外側(cè)比內(nèi)部動應(yīng)力大，動靜疊加后，拉應(yīng)力極值為7.9 MPa，出現(xiàn)在下游面邊墻外側(cè)底部，比靜力提高了14.4%，壓應(yīng)力極值為-22.1 MPa，出現(xiàn)在上游外側(cè)邊墻頂部，比靜應(yīng)力增大了4.2%，廊道右下側(cè)為受拉區(qū)，左上游側(cè)為受壓區(qū)。廊道上游邊墻底部及底板存在順河向方向的拉應(yīng)力，底板中央有最大拉應(yīng)力5.1 MPa，比靜應(yīng)力增大了13.3%。廊道豎直向沒有出現(xiàn)拉應(yīng)力，在下游內(nèi)側(cè)邊墻中部有最大壓應(yīng)力-15.8 MPa，比靜應(yīng)力增大了8.2%。

注：(1) 為橫河向的動拉應(yīng)力包絡(luò)圖；(2) 為橫河向的動壓應(yīng)力包絡(luò)圖；(3) 動靜疊加后橫河向最大正應(yīng)力包絡(luò)圖；(4) 為動靜疊加后橫河向最小正應(yīng)力包絡(luò)圖；(5) 為動靜疊加后順河向最大正應(yīng)力包絡(luò)圖；(6) 動靜疊加后豎直向最小正應(yīng)力包絡(luò)圖

圖9廊道內(nèi)部應(yīng)力狀態(tài)分布(單位：MPa)

左岸1/4跨剖面應(yīng)力分布規(guī)律與河床中央剖面類似，橫河向在下游外側(cè)邊墻底部有最大拉應(yīng)力18.3 MPa，比靜應(yīng)力增大了6.4%，上游外側(cè)邊墻頂部有最大壓應(yīng)力-32.8 MPa，比靜應(yīng)力增大了4.4%，廊道在該位置最大動應(yīng)力及動靜疊加后應(yīng)力均大于河床中央位置。

左岸基巖面處，在橫河向，廊道拉壓應(yīng)力均較大，豎直向與順河向，廊道壓應(yīng)力較大。

5 壩基廊道抗震安全分析

5.1 易開裂區(qū)

易開裂區(qū)為計算拉應(yīng)力超過材料抗拉強度的區(qū)域，表明易開裂區(qū)如圖10所示，內(nèi)部易開裂區(qū)如圖11所示。由于動力條件下廊道應(yīng)力值較靜力條件下增大在15%以內(nèi)，而混凝土動強度比靜強度有所提高，所以地震工況下廊道易開裂區(qū)沒有顯著增大。在進(jìn)行廊道材料和結(jié)構(gòu)設(shè)計時，只要滿足其靜力工況下的材料強度要求，就能保證滿足設(shè)計地震工況下材料強度要求。

圖10 橫河向應(yīng)力超過混凝土抗拉強度的區(qū)域(虛線為靜力工況)

圖11廊道內(nèi)部應(yīng)力超過混凝土抗拉強度的區(qū)域(虛線為靜力工況)

5.2 與岸坡平硐接縫變形

瀑布溝和蹺磧等已建工程，均在基覆分界位置設(shè)置了岸坡平硐與廊道的接縫，由于岸坡平硐自身變形很小，而廊道約束較弱，因此接縫處發(fā)生了較大的變形(見表2)。長河壩工程創(chuàng)造性地將廊道深入兩岸基巖1 m，廊道與岸坡平硐的接縫變形相對已建類似工程得到有效減小，利于接縫止水的設(shè)計。動力條件下，左岸接縫最大張開比靜力提高了11.4%，為4.0 cm。

表2 廊道與岸坡平硐接縫變形單位：cm

5.3 廊道周邊高塑性黏土永久變形

結(jié)合部位高塑性黏土的永久變形示意圖見圖12，其豎直向和順河向的永久變形如圖13所示。由于材料變形參數(shù)較低，地震后高塑性黏土主要表現(xiàn)為向中部的壓縮變形以及向下游的變形，高塑性黏土與廊道上游面處于壓緊的狀態(tài)，與下游面有脫開變形趨勢；與副防滲墻下游面處于壓緊的狀態(tài)，與上游面有脫開變形趨勢。在廊道頂部靠心墻部位，高塑性黏土最大沉降變形26 cm，向上變形最大為6 cm，順河向最大變形為15 cm左右。

圖12 高塑性黏土區(qū)放大10倍的永久變形圖

圖13高塑性黏土區(qū)永久變形(單位：cm)

6 結(jié) 論

(1) 壩基廊道埋藏于壩體與基礎(chǔ)內(nèi)部，地震作用下動力反應(yīng)較小，應(yīng)力分布規(guī)律和靜力工況下基本一致。高土石壩由于承受水頭高，壩體變形大，廊道應(yīng)力狀況更為復(fù)雜。

(2) 長河壩工程動靜疊加后廊道橫河向最大拉應(yīng)力為28.6 MPa，較靜力條件下提高了8%，在廊道上游面兩端，下游面河床中部有橫河向較大易開裂區(qū)域。創(chuàng)造性地將廊道深入兩岸基巖1 m，廊道與岸坡平硐的接縫變形相對已建類似工程得到有效減小，左岸接縫最大張開4.0 cm，較靜力工況增大11.4%。地震后，高塑性黏土最大沉降變形值為26 cm。

(3) 地震條件下廊道的應(yīng)力狀況仍由靜力工況控制，可借鑒深厚覆蓋層地基上的馬尼克3號壩經(jīng)驗，設(shè)置向上游拱起的廊道的軸線型式，使上游面預(yù)拉，下游面預(yù)壓，從而降低橫河向拉應(yīng)力；由于兩岸基巖面處約束較強，可將該部位廊道用鋼板進(jìn)行包裹。廊道與岸坡平硐接縫，建議采用伸縮節(jié)為雙“U”形結(jié)構(gòu)的止水并預(yù)留二期混凝土。

(4) 本文計算中將混凝土視為線彈性進(jìn)行分析，計算所得基巖面處廊道上游側(cè)底部的最大拉應(yīng)力為28.6 MPa，有相當(dāng)區(qū)域已遠(yuǎn)遠(yuǎn)超過混凝土的抗拉強度，因此下一步擬采用非線性模型模擬混凝土開裂破壞行為，以更加真實地反映深厚覆蓋層高土石壩壩基廊道的實際工作性態(tài)。