高志良，張 瀚，熊 敏

(1.國電大渡河流域水電開發(fā)有限公司庫壩管理中心，成都 614900； 2.四川大學(xué)水力學(xué)與山區(qū)河流開發(fā)保護國家重點實驗室，成都 610065)

0 引 言

隨著國內(nèi)外高土石壩工程的大量興建，針對土石壩的研究不斷深入，而應(yīng)對土石壩施工運行中出現(xiàn)較多的壩頂裂縫問題的研究已經(jīng)成為一個重要的課題。在國內(nèi)，據(jù)不完全統(tǒng)計，在大型水庫大壩出現(xiàn)的質(zhì)量問題中，土石壩裂縫方面的問題大約占了39%，裂縫已成為土石壩常見的質(zhì)量問題及引發(fā)土石壩失事破壞的主要原因之一[1]。

實際工程中，由于壩基與壩體、岸坡與壩體、剛性建筑物與壩體、壩體各部位之間的不均勻變形，壩面碾壓后長時間暴露于極寒或極熱天氣，蓄水速率過快等原因，土石壩可能產(chǎn)生縱向、橫向、龜狀和水力劈裂等裂縫，這極大地限制了水庫的綜合效益，甚至引發(fā)潰壩，因此探討裂縫的形成機理、產(chǎn)生原因及發(fā)展預(yù)測等是當(dāng)前土石壩研究的重要課題。目前常用心墻防滲料的室內(nèi)抗拉強度試驗[2,3]、離心模型試驗[4]對裂縫的開展機理進行研究，其中以根據(jù)三軸拉伸試驗結(jié)果得到壓實黏土隨室壓變化會呈現(xiàn)張拉、張拉-剪切、剪切三種破壞形式最為常用。變形傾度法和等價梁法[5]是土石壩裂縫較為常用的估算方法，但二者的計算均需基于大量監(jiān)測資料，且難于預(yù)測裂縫的發(fā)展。近年來常用無單元法[2,6]、有限元法[7-10]、離散元法[11,12]等數(shù)值模擬對土石壩裂縫的形成原因及演變規(guī)律進行研究，但各種方法均有其優(yōu)勢和局限性。無單元法只需要結(jié)點信息即可建立離散模型，但其缺少理論基礎(chǔ)和嚴(yán)格的數(shù)學(xué)證明，且計算時間長、效率低，存在一些未確定的參數(shù)；有限元法以連續(xù)介質(zhì)為基礎(chǔ)，而裂縫擴展為非連續(xù)變形問題，需在計算時不斷調(diào)整網(wǎng)格以適應(yīng)新的計算域，使得計算量龐大且技術(shù)難度高；離散元法受塊體形狀所限，在模擬裂縫擴展時的開裂路徑只能沿塊體邊界，計算結(jié)果依賴于網(wǎng)格劃分。

本文針對土石壩建設(shè)和運行中出現(xiàn)的壩頂裂縫問題，結(jié)合國內(nèi)某已建礫石土心墻堆石壩的壩頂裂縫工程實例分析，深入分析壩體裂縫開展和分布特征，并同過序列特征分析、數(shù)學(xué)建模、物探等方法，深入探討了頂裂縫開裂原因，提出處理和預(yù)防措施，以求對同類壩的設(shè)計與運行提供參考。

1 工程概況

某礫石土心墻堆石壩，壩頂高程856.00 m，最大壩高186 m，壩頂長540 m，正常蓄水位850.00 m。壩體斷面主要分為礫石土心墻、反濾層、過渡層和堆石區(qū)4個區(qū)。反濾層與壩殼堆石間設(shè)過渡層，過渡層與壩殼堆石接觸面坡度為1∶0.40。壩基采用兩道混凝土防滲墻全封閉防滲，心墻與兩岸基巖接觸面上鋪設(shè)3 m厚的高塑性黏土，在防滲墻頂、廊道周圍和心墻底部也鋪設(shè)高塑性黏土。壩基河床覆蓋層厚度一般40～60 m，最深77.90 m，且夾有砂層透鏡體，層次結(jié)構(gòu)復(fù)雜，厚度變化大，顆粒大小懸殊，缺乏5～0.5 mm中間顆粒，局部架空明顯，透水性強且均一性差，存在壩基不均勻變形、滲漏、滲透穩(wěn)定及地震時砂土液化等工程地質(zhì)問題。此心墻堆石壩的典型剖面圖和壩頂結(jié)構(gòu)圖如圖1、2所示。

圖1 大壩典型剖面圖(單位：m)Fig.1 Typical section of the dam

圖2 壩頂結(jié)構(gòu)剖面圖(單位：m)Fig.2 Dam crest structure profile

2 壩頂歷次裂縫情況

2010年8月26日，在臨時壩頂壩軸線下游6 m附近樁號0+249.8～0+261.26 m、0+354.9～0+375.7 m段發(fā)現(xiàn)兩條非連續(xù)縱縫，最大寬度約3 cm。8月29日裂縫起止樁號為0+181～0+414 m，隨后左端頭于2010年11月23日和2011年1月12日分別延展至0+143和0+108 m；右端于12月27日延展至0+484 m。2010年10月4日，在原裂縫上游約1～1.2 m發(fā)現(xiàn)基本平行于原裂縫的新裂縫。

為探明裂縫深度，施工單位于2010年8月27日、10月12日和10月14日在現(xiàn)場進行了挖坑檢查，坑探裂縫最大深度約1.5 m。經(jīng)采用高密度電法和地質(zhì)雷達兩種測試方法對壩頂平面的裂縫發(fā)育進行測試，測試結(jié)果顯示大壩主體結(jié)構(gòu)穩(wěn)定，各結(jié)構(gòu)層區(qū)內(nèi)密實度均一性較好，沒有因裂縫發(fā)育而導(dǎo)致的明顯揉皺、錯層和塌陷等現(xiàn)象，剖面裂縫發(fā)育深度在1～2.5 m范圍，為淺表層裂縫發(fā)育。

2012年10月永久壩頂施工后，在2014年9月27日發(fā)現(xiàn)壩頂下游側(cè)和壩軸線縱向裂縫有發(fā)展跡象，壩頂下游側(cè)裂縫區(qū)域及壩軸線裂縫與施工期壩頂裂縫位置基本一致。

3 裂縫成因初步分析

3.1 永久壩頂形成前裂縫原因分析

通過探坑檢查和物探的結(jié)果分析，認(rèn)為產(chǎn)生2010年和2011年壩頂下游側(cè)縱向裂縫的原因可能有以下兩點：①初次蓄水期在高水位時，蓄水水位以較快的速度上升而造成局部壩體變形過大和變形分布不均勻。②車輛頻繁過壩擾動。從蓄水過程來看，快速蓄水后不久就在臨時壩頂發(fā)現(xiàn)了裂縫。2010年8月13日水位達到高程832.4 m，隨即開始快速升高，至2010年8月27日達到高程842.4 m，2010年8月26日發(fā)現(xiàn)第一次裂縫。2011年9月6日，庫水位在高程819.75 m之后快速上升，2011年10月8日達到高程848.29 m，2011年10月9日發(fā)現(xiàn)第二次裂縫。

心墻壩外部變形監(jiān)測成果表明：蓄水后上游壩殼產(chǎn)生濕陷變形，心墻及上游壩體高程790 m以上有向上游位移趨勢；隨庫水位升高下游壩體向下游位移。截至2012年8月蓄水后壩頂向上游最大位移為209.31 mm，發(fā)生于樁號0+077.96 m、壩軸距0-004.90 m處；下游壩坡向下游最大位移為569.88 mm，發(fā)生于樁號0+500.75 m、壩軸距0+115.90 m處，其中上游壩坡位移與庫水位變化相關(guān)性較好。

在0+178.00～0+360.00 m區(qū)間河床壩段，壩頂上游側(cè)沉降最大、中部次之，下游側(cè)最小，中部與下游側(cè)沉降變形梯度較大，為3%～5.5%。

上述壩體沉降變形梯度較大和在順河向位移差別較大，并與庫水位變化相關(guān)是產(chǎn)生壩頂縱向裂縫的主要原因。

3.2 永久壩頂形成后裂縫原因初步分析

3.2.1 庫水位運行情況

2016年6月13日開始第7次蓄水，2016年10月9日蓄水至850 m高程，10月11日水位開始消落，截止2017年4月23日，水庫水位為797.11 m。

水電站歷年水位日變幅存在超過設(shè)計值的現(xiàn)象：在2012-2017年庫水位上升過程中，各年的水位日變幅均存在超限現(xiàn)象，其中超限天數(shù)分別為4、12、15、10、10 d，日變幅最大值分別為2.16、2.41、3.36、3.47、3.65 m。庫水位日變幅情況見圖3和表1。

圖3 庫水位過程線及日變幅圖Fig.3 Curve of reservoir water level and it’s daily range

表1 水庫水位上升日變幅超限天數(shù)統(tǒng)計表Tab.1 Statistical table of daily range over-limit days of reservoir water level rising

3.2.2 監(jiān)測成果分析

(1)壩頂變形監(jiān)測儀器的布置。①壩頂永久變形監(jiān)測點。壩頂上游側(cè) 壩0-007 m、中部壩0+000 m、下游側(cè)壩0+007 m 3個縱斷面分別埋設(shè)10、10、9 個外部變形觀測墩，上游側(cè)為TP1～TP9(LD1～LD9)，TP39(LD39)位于樁號洪道擋墻上，壩軸線測點為TP55～TP64(LD55～LD64)，下游側(cè)為TP10～TP18(LD10～LD18)，采用前方交會法觀測水平位移。壩頂變形測點布置情況如圖4所示。②壩頂裂縫臨時觀測點。為了監(jiān)測壩頂裂縫發(fā)展?fàn)顩r，在壩頂下游側(cè)裂縫(壩0+005 m)樁號0+115～0+440 m，設(shè)置11個臨時觀測點，在壩頂軸線位置(壩0+000 m)樁號0+187.84～0+234.14 m和樁號0+308.5 m～0+419.0 m，設(shè)置2個臨時觀測點。

圖4 壩頂變形測點示意圖Fig.4 Diagram of dam crest deformation measuring points

(2) 壩頂水平位移。壩頂水平位移監(jiān)測以2009年10月27日為觀測基準(zhǔn)值，從監(jiān)測成果可知，壩頂上下游水平位移變化不一致，存在水平位移差。截止2017年4月23日,選取典型斷面樁號0+240斷面(河床部位)，壩頂上游側(cè)堆石區(qū)順河向累計水平位移量為14.50 mm，下游側(cè)堆石區(qū)順河向累計水平位移量為60.42 mm，下游側(cè)水平位移較大。從測點TP4X、TP5X、TP13X、TP14X(X表明監(jiān)測方向為順河向)位移過程線可知，上游側(cè)與下游側(cè)存在位移差，隨著庫水位呈現(xiàn)升降變化，整體呈現(xiàn)向下游緩慢位移趨勢。2016年9月23日-10月9日，樁號0+240斷面，上游側(cè)堆石區(qū)順河向水平位移量為15.43 mm，下游側(cè)堆石區(qū)順河向水平位移量為33.45 mm，下游側(cè)堆石區(qū)向下游方向位移量最大，上游堆石區(qū)與下游堆石區(qū)順河向水平位移差達18.02 mm，這位移的不同步性與壩頂縱向裂縫發(fā)展存在一定的關(guān)系。

圖5 0+240斷面壩頂水平位移過程線Fig.5 Horizontal displacement curves of dam crest of 0+240 section

圖6 0+310斷面壩頂水平位移過程線Fig.6 Horizontal displacement curves of dam crest of 0+310 section

以0+240斷面TP4測點為例，對水平位移進行回歸分析，取效應(yīng)分量為水壓、溫度、時效，其模型可構(gòu)造為如下形式：

Y(t)=F1[H上(t)]+F2[T(t)]+F3[θ(t)]+C

(1)

上述模型中各分量的函數(shù)形式主要通過相關(guān)理論及類似工程經(jīng)驗擬定。按上述模型，根據(jù)大壩變形測值序列進行回歸分析，即可確定模型各參數(shù)?；貧w結(jié)果如圖7、圖8，可得到水位分量是造成大壩水平位移的最大影響因素。

(3)壩頂垂直位移。大壩壩頂自2009年10月27日開始監(jiān)測，壩頂上下游沉降變形不一致，存在沉降差。截止2017年4月23日，樁號0+240 m斷面，壩頂上游側(cè)堆石區(qū)累積沉降量為1 288.35 mm，中部心墻區(qū)累積沉降量為1 191.27 mm，而下游側(cè)堆石區(qū)累積沉降量為857.51 mm，中下游累積沉降差達333.76 mm，因此，在壩頂中部和下游側(cè)就有可能因不均勻沉降差較大導(dǎo)致產(chǎn)生縱向裂縫。2016年9月23日-10月9日，上游側(cè)堆石區(qū)沉降量為4.29 mm，中部心墻區(qū)沉降量為-6.78 mm，下游側(cè)堆石區(qū)沉降量為-1.60 mm，上、下游沉降差為5.89 mm,呈現(xiàn)出沉降不均勻的變形，此期間庫水位由838.55 m上升至849.47 m，在較高水位運行。壩頂?shù)湫蛿嗝娉两底冃稳鐖D9、圖10所示，沉降位移見表2(備注：2012年10月至2013年5月因永久壩頂施工無法觀測，沉降位移量未計算在內(nèi))。

綜上所述，大壩在運行過程中由于壩體自重及蓄水作用，壩體上下游產(chǎn)生不均勻沉降和不一致的水平位移，使大壩在水位變化過程中受到拉應(yīng)力和剪切應(yīng)力的作用, 土體承受的應(yīng)力應(yīng)變超過其抗拉強度或抗剪強度后而發(fā)生的3種破壞[13]，導(dǎo)致壩頂產(chǎn)生縱向裂縫。目前壩頂沉降和水平位移仍未收斂，但變形速率明顯降低，隨著變形的增加，變形差仍會增大，壩頂縱向裂縫有繼續(xù)增大的可能。

圖7 TP4實際測值與回歸值對比Fig.7 Comparison of actual measurements and regression values in TP4

圖8 各回歸分量對比圖Fig.8 Comparison of all regression components

圖9 0+240斷面壩頂垂直位移過程線Fig.9 Vertical displacement curves of dam crest of 0+240 section

圖10 0+310斷面壩頂垂直位移過程線Fig.10 Vertical displacement curves of dam crest of 0+310 section

表2 壩頂?shù)湫蛿嗝鏈y點監(jiān)測位移量Tab.2 Monitoring displacement by measuring point of typical section of dam crest

注：上中游沉降梯度=(上游側(cè)位移量-中游側(cè)位移量)/7 000×100%；中下游側(cè)沉降梯度=(中游側(cè)位移量-下游側(cè)位移量)/7 000×100%。

3.2.3 材料特性分析

(1)壩頂剛性材料影響。永久壩頂施工時，在855 m高程附近鋪設(shè)有40 cm厚的鋼筋混凝土連接蓋板，自上游至下游設(shè)置三條沉降縫，蓋板越過壩軸線延伸至下游2 m位置，下游側(cè)澆筑寬2.15 m，高1.37 m的混凝土電纜溝。在永久壩頂主要為碎石的柔性材料中存在較大面積的混凝土蓋板和電纜溝剛性材料，當(dāng)壩頂上游堆石區(qū)、中部心墻區(qū)、下游堆石區(qū)的沉降差和順河向產(chǎn)生位移差時，就增大了因壩頂變形不均出現(xiàn)裂縫的概率。此外在壩體與地基的作用下，壩頂剛性材料在蓄水時由于自身變形和蓄水的綜合影響，壩頂在前期也會產(chǎn)生不均勻變形。

(2)濕化變形影響。根據(jù)材料的堆石的濕化特性，初步分析認(rèn)為濕化變形是引起壩頂上游側(cè)堆石區(qū)沉降量大、中部心墻區(qū)沉降量次之、下游堆石區(qū)沉降量最小的主要原因。上游堆石區(qū)庫水位以下部分完全浸在水中，致使上游堆石產(chǎn)生較大的濕化變形，心墻區(qū)部分浸在水中，濕化變形次之，下游堆石區(qū)未浸入水中，濕化變形最小。根據(jù)材料的彈性模量，心墻區(qū)是大壩沉降最大的部位，從實際監(jiān)測成果看，上游堆石區(qū)沉降量反而最大，表明堆石料的濕化變形是影響壩頂不均勻變形的原因之一。

(3)壩頂材料特性影響。壩頂?shù)牟牧咸匦耘c壩體材料不一致，難以適應(yīng)壩體的這種不均勻變形而產(chǎn)生裂縫，而壩體本身材料過渡性較好，設(shè)計時充分考慮不均勻變形的可能，適應(yīng)變形的能力較強，出現(xiàn)裂縫可能很小。綜合歷年裂縫物探結(jié)論均為淺表層裂縫，以及壩頂為臨時壩頂或永久壩頂，其材料與壩體材料的銜接性較差，適應(yīng)變形的能力差等信息，可以推斷：壩頂裂縫產(chǎn)生的原因與壩頂?shù)慕Y(jié)構(gòu)形式和材料特性與大壩主體結(jié)構(gòu)特性不一致有密切關(guān)系。同時也表明，壩頂雖然出現(xiàn)裂縫，但一般均為淺表層裂縫，裂縫發(fā)展深入壩體堆石區(qū)和心墻區(qū)的可能性不大。壩頂材料一般為碎石填充或混凝土材料剛性或柔性材料，難以適應(yīng)心墻堆石壩的這種不均勻變形，而心墻堆石壩設(shè)計時充分考慮了材料的不均勻性產(chǎn)生的裂縫可能，設(shè)計材料碾壓密實，過渡均勻，具有較大的適應(yīng)不均勻變形的安全余度，即使存在較大的不均勻變形差，而不會產(chǎn)生深層裂縫。這與《水工設(shè)計手冊》[14]中土心墻堆石壩壩頂由于上下游兩側(cè)橫向位移不相等致使在壩頂產(chǎn)生軸向裂縫很是常見的描述相吻合。

4 結(jié) 語

(1)綜合歷次裂縫情況，裂縫發(fā)展時段主要是在每年的10月份左右，裂縫出現(xiàn)前后，庫水位均較高且有較大幅度水位波動變化，因此認(rèn)為裂縫的發(fā)展與庫水位變化有密切關(guān)系。

(2)從監(jiān)測成果可知，壩頂上、下游水平位移變化不一致，存在水平位移差和不同步變形差；壩頂上下游沉降變形不一致，存在沉降差。致使土體承受的應(yīng)力應(yīng)變超過其抗拉強度或抗剪強度后而發(fā)生的破壞是產(chǎn)生壩頂裂縫的根本原因，不均勻變形是引起壩頂裂縫的直接原因。

(3)根據(jù)土心墻堆石壩垂直荷載作用和材料特性分析認(rèn)為，上游堆石體的垂直水荷載作用以及壩體材料的濕化變形是引起壩頂不均勻沉降變形的主要原因。

(4)大壩運行過程中由于壩體自重及水荷載作用，壩體產(chǎn)生不均勻變形，導(dǎo)致壩頂出現(xiàn)縱向裂縫。從監(jiān)測成果可知，變形趨勢明顯趨緩，但仍未完全收斂，隨著時間延長，不均勻變形差仍會繼續(xù)增大，壩頂裂縫有繼續(xù)增大的可能。

(5)壩頂?shù)牟牧咸匦耘c壩體材料不一致，難以適應(yīng)土心墻堆石壩壩體的這種不均勻變形，壩頂變形未完全收斂之前，壩頂裂縫問題可能一直存在，但裂縫深度應(yīng)該為淺表層。

(6)處理和預(yù)防措施：加強壩頂裂縫的巡視檢查和觀測，及時掌握裂縫的發(fā)展?fàn)顩r及規(guī)律，分析研究，查明裂縫產(chǎn)生的原因；在高水位時，控制庫水位上升和消落的速率，減輕庫水位變化對壩頂裂縫的不利影響；提高心墻、斜墻的壓實質(zhì)量[15]。

□