“635”枢纽大坝主坝左坝肩监测设计及成果分析

赵彦萍 李 新

(新疆额尔齐斯河流域开发工程建设管理局 乌鲁木齐 830000)

“635”枢纽大坝为粘土心墙砂砾石壳坝，主坝最大坝高70.6m，主坝长约320m；左副坝最大坝高约22.0m，坝顶长840m；右副坝最大坝高39.0m，坝顶长约740m。大坝坝顶高程650.0m，心墙顶高程648.0m，水库正常蓄水位645.0m，设计洪水位645.4m，总库容2.82亿m3。大坝主副坝高差大，主坝左坝肩岸坡陡峭，坡比为1﹕0.75，高差40多m，是大坝安全监测重点部位。心墙粘土料压缩性大，且还存在较为明显的遇水膨胀和失水干缩性；右副坝位置有断层通过心墙；坝基岩石风化严重，裂隙发育，坝基透水性大。

大坝于1998年6月开始填筑施工，至1999年10月填筑到坝顶，1999年11月通过水库蓄水安全鉴定，2000年5月20日开始下闸蓄水，2001年7月5日，最高库水位达到645.17m。自首次下闸蓄水至2009年，水库已运行10年，库水位每年在7～8月均保持在644.0m以上。

1 左坝肩防渗结构设计

大坝防渗结构设计是该土石坝工程设计方案的核心，防渗结构遵循以控制坝体变形为主、加强抗裂和抗渗稳定措施的总体设计原则，采用裂缝自愈式大心墙防渗结构。心墙上下游均设施工粒径dmax<20mm、宽3.0m的砂反滤层。反滤料特性：等效粒径D20=0.27，不均匀系数Cu=17.33，曲率系数Cc=0.47，渗透系数K=10-3～10-4cm/s，反滤层深入基岩以下0.5m。上下游均设施工粒径dmax<80mm、宽3.8m的混合过渡层。心墙防渗体填筑采用分区选填土料，心墙底部以及心墙与混凝土建筑物接触部位设置2m厚抗冲蚀能较强的非分散性的Ⅵ料场粘土；主体部位采用下硬上软的选填原则，630.0m高程以下填低压缩变形的Ⅰ料场粘土；630.0m以上填适应变形能力较强的Ⅵ料场粘土；坝肩部位为湿土区，选用Ⅵ料场非分散性粘土。

2 监测系统布置

左坝肩沿岸坡布设了一系列剪切向和水平向TS位移计，在岸坡中部0+870断面粘土心墙内埋设测斜管（兼作沉降管），基岩和心墙内分层埋设了钢弦式孔隙水压力计，布设位置见图1、图2。

2.1 变形监测

a.坝肩变形监测。沿岸坡布设7层TS位移计（电位器式位移计），监测左岸边坡处心墙和岸坡混凝土垫层间变形。

b.坝体变形监测。测斜兼沉降管用于监测坝肩心墙内分层竖向位移和分层水平位移。

c.坝面变形监测。为加强坝肩表面变形监测，在该部位加密了监测点，每隔5m布设1测点（0+860～0+905八个测点为既测坝面水平位移又测竖向位移的综合测点，其余三个测点为仅测坝面竖向位移的测点）。

2.2 渗透压力监测

在混凝土基础面下基岩内、心墙内分层布设孔压计，2000年10月在下游坝壳内补设1支测压管CY03(见图2)，监测坝基和坝体渗压及渗流状况。

3 监测成果分析

左坝肩监测系统自1998年8月10日开始实施，监测仪器分批分层埋设，至1999年9月安装完成，2000年6月3日水库继放空后第二次蓄水，资料整理时间系列从各种仪器埋设之日起至2009年6月止，期间经历了施工期、初蓄期和运行期三个阶段。

3.1 坝肩变形状况

3.1.1 坝肩竖向位移

a.坝体内部分层竖向位移。从图3可以看出，坝体内部最大沉降量发生在1/2坝高处，施工期结束后，随着运行期延长，坝体最大沉降位置逐渐上升，沿高程分布图开口张大。2000年5月18日蓄水前最大沉降量发生在618.0m高程处，2003年9月7日最大沉降量位置上升至630.0m处。蓄水初期受水库首次蓄水作用沉降速率较快，第一年蓄水5个多月内沉降了138mm，占坝高的0.33%，2001～2009年仅沉降了176mm，沉降速率减缓；累计最大沉降量314mm，占坝高的0.79%，在同类坝中属中等，坝体的内部沉降基本趋向稳定。

b.坝体表面竖向位移。坝面表面竖向位移自2000年6月底正式开始观测，从图4、图5可看出初蓄期沉降速率较快，随后逐渐减缓，最大发生在0+885断面处，沉降量208mm，占坝高的0.52%。用倾度法分析，根据该工程土料工程特性，得出左坝肩极限倾度在0.6%～1.4%，计算左坝肩测点间最大倾度为0.62%，超过极限倾度下限。

图1 左坝肩监测仪器纵断面图

图2 0+870断面监测仪器布置图

倾度计算公式为

式中：ΔS为两点间沉降差值；ΔL为两点间水平距离。表面沉降点B52和B54两点间沉降差最大为31mm，水平距离5m。

3.1.2 左坝肩岸坡心墙与混凝土垫层接触面变形

蓄水期和运行期剪切向和水平向位移过程见图6～图11。

从图6～图11可以看出，628m高程以下，剪切向和水平向位移，初蓄期位移量增加很快，在库水位上升时增幅加大，水位下降时增幅减小，随运行过程增幅逐渐减小，至2001年8月位移增幅已很小。608.0m和613.0m高程处位移量在施工期就已超过心墙粘土料的极限抗拉抗剪应变 （εc=0.37%～0.42%）,蓄水后不久628m高程以下测点测值都已远远超过此极限抗拉抗剪应变，至2009年6月实际最大剪切和水平向应变分别为15.1%和10.6%，超过理论计算极限抗拉抗剪应变达20～30倍。可判断为左岸坡接触粘土层与混凝土垫层间局部存在接触不良。

图3 0+870断面累计沉降量沿高程分布图

图4 0+870断面左坝肩下游坝顶坝面测点竖向位移过程线

图5 左坝肩部位下游坝顶坝面测点沿纵断面竖向位移分布图(坝轴距为4.525m)

图6 0+877断面603.0高程剪切位移与库水位时间过程线

图7 0+871断面607.5高程水平位移与库水位时间过程线

图8 0+870.7断面608.0高程剪切位移与库水位时间过程线

图9 0+866.9断面613.0高程剪切位移与库水位时间过程线

图10 0+856断面628.0高程剪切位移与库水位时间过程线

图11 0+856断面628高程水平位移与库水位时间过程线

应变计算公式为

式中：S为产生的变形量，WY7和WY6分别测得最大剪切向变形和最大水平向变形分别为182mm和128mm；L为变形有效范围，L=1.2m。

坝肩变形的特点是，同一高程的变形，上游大于下游；最大剪切向变形和最大水平向变形分别发生在608.0m和607.5m高程处。

3.2 渗流监测

从图12可以看出，基岩内渗压水头与库水位有很好的相关性，测压管CY03在2001年10月前持续缓慢下降，根据帷幕下游基岩内渗压力位势分析，位势为36%～93%，位势比主坝其他部位高（0+961断面基岩内各点渗压力位势为11%～43%），说明左坝肩部位灌浆帷幕防渗效果较河谷处弱。

从图13可以看出，2001年2月S28渗压水位迅速上升，并超过S22水位，目前该断面位于心墙与混凝土基础接触面（610.0m高程）的S22（上游侧）和S28（轴线）渗压水位接近，当库水位上升时，渗压水位S22略高于S28，库水位下降时S22渗压水位S28比高1m左右，下游侧S33渗压水位仍然很低，低于S28达21m，该测点的位势随库水位升高略有下降，说明接触面粘土心墙阻渗效果明显，接触面渗流状态稳定；心墙内上游侧测点渗压水位与库水位有明显相关性。0+870断面位于坝轴线上游1m处测斜管CX01的渗压水位从2004年7月开始高于S22、S28，分析原因该处的渗压水头影响S28，S22和S28之间没有贯通；620.0m高程轴线处测点S27渗压水位开始逐渐增大，至2009年6月，渗压水位为628.68m，说明渗流已影响到该处；位于620.0m高程下游侧测点仍未观测到孔隙水压力，说明心墙起到明显地阻渗作用。

图12 0+870断面基岩内测点孔隙水头过程线

图13 0+870断面垫层与心墙接触面测点孔隙水头过程线

4 结 论

a.从坝体和坝面沉降均可知道，沉降量不大，沉降差异小，左岸坡处心墙与混凝土垫层间变形量很大，远远超过极限拉应变，但通过倾度分析，差异沉降量较小，变形差异不大，坝肩变形状况都说明岸坡接触心墙因沉降差异产生裂缝的可能性不大，但沿左岸坡处心墙与混凝土垫层间相对位移较大。

b.接触面测点S28渗压水位在2001年2月快速上升，水位和S22趋于相同，不论S22与S28是否贯通，实际心墙有一半已失去了防渗作用，S33渗压水位较低说明轴线下游一半心墙起着较强的阻渗作用，经过对此部位运行情况分析，主坝左坝肩的工况趋于稳定。

c.考虑到心墙上下游都设置了完善的过渡和反滤层，一旦产生裂缝，心墙有很强的自愈能力，能阻止裂缝的发展，从CY03在2001年10月前，水位持续下降，10月后渗压水位开始上升，说明了反滤层对心墙起到了自愈作用，使心墙阻渗能力在产生裂缝后，能逐渐恢复。

d.应密切注视下游侧S33的渗水压力变化，当S33渗压突然增大或突然减小甚至失去时，心墙将可能丧失阻渗能力，对大坝安全产生严重威胁。