张峰水库大坝蓄水初期坝体变形分析

贾慧鹏

(山西沁河水务集团，山西 晋城 048215)

1 工程概况

张峰水库大坝坝型为黏土斜心墙堆石坝，坝顶高程763.80m，坝顶长627m，坝顶宽10m，最大坝高72.2 m，上游坝坡1∶1.75，下游坝坡1∶1.5；黏土防渗体顶部高程762.80m，顶宽4.0m，高程752.50m以上采用直心墙型式，以下为斜心墙，心墙上游边坡1∶0.75，下游边坡1∶0.25；上游堆石料与心墙之间设置一层反滤层和一层过渡层，心墙下游与堆石料之间设置两层反滤层和一层过渡层。

2 蓄水初期坝体变形分析

蓄水初期指大坝主体竣工后，从开始蓄水起到蓄水完成这段时期。该期为大坝变形与应力变化最为复杂时期，是考验大坝安全的关键期。

蓄水初期大坝受力与变形相当复杂。从受力的角度看，蓄水以后坝体将受到水压力、浮托力、坝壳粗粒土的湿化作用，其中，水压力有使心墙向下游位移和向下沉降的作用，浮托力有使坝体有向上游位移和向上抬升的作用，而湿化则将促使坝体向下游位移和向下沉降，三者的作用有叠加或抵消的效应。坝体最终的位移决定于各种作用的效能大小。大量观测表明，初期蓄水坝体均发生沉降，说明湿化作用在坝体蓄水初期的作用更加明显。

本次计算考虑了坝体的湿化作用，并试图反映坝体在这个时期变形与应力变化的全过程。计算中湿化计算采用“双线法”进行；再以CA试验应力应变关系作为本构，采用增量迭代的方法计算蓄水前坝体的应力、应变和变形；之后保持应力不变，改变本构参数为CD试验而坝体蓄水与坝体变形采用固结理论考虑渗流与变形的耦合，上游水位变化严格按照实际坝体蓄水过程线输入，而下游水位为了计算方便统一按照700m考虑，不再考虑下游水位的变化；鉴于计算软件的限制，将上游水压力施加在上游坝面上，未施加在心墙上游面；计算中初始应力为施工期结束时的应力值，初始变形也同样。

以0+250断面为典型断面(该断面坝高较高，存在坝基土卵石层，地层具有代表性，并设置有应力和位移观测设备，观测数据较好，便于对比)进行计算分析(见图1)，计算时段从2007年10月26日到2012年3月14日，总计1600天。通过固结计算可以得到坝体各处在各个时段的位移、孔隙水压力值，以及有效应力、总应力的分布，从而反映出整个蓄水初期全过程的变形、应力和孔压变化。

图1 沉降仪分布(0+250断面)

2.1 坝体变形的分布与变化过程

对0+250断面进行计算，得到在计算结束时刻(即2012年3月14日)坝体垂直沉降分布等值线图(见图2)。

图2 蓄水初期计算结束时刻坝体垂直沉降等值线图(0+250断面)(单位：m)

由图2可知，蓄水初期坝体垂直沉降仍以心墙沉降最大，最大沉降发生在735m高程处，也就是坝高2/3处，幅值为56.7cm，该值较施工期的最大沉降52.3cm增大4.4cm，说明蓄水后坝体继续发生沉降变形。心墙沉降呈现中部大而上下小的状态，顶部和底部沉降小，中间沉降大。坝体两侧堆石体沉降较心墙小，上游坝壳沉降较下游坝壳沉降大，最大沉降也基本集中在靠近心墙的732m高程附近，这些规律与施工期基本一致，但是幅值较施工期加大。以上说明，蓄水后坝体沉降分布与施工期基本一致，但是幅值加大，蓄水后坝体整体发生进一步的沉降变形。坝体最大沉降发生位置处沉降随时间变化的过程线见图3。

图3 蓄水初期坝体最大垂直沉降变化过程线(0+250断面)

由图3可知，坝体在蓄水位较低时最大沉降少量减小，最大减小幅值为2.2cm，表明这时由于浸湿范围较小，湿化变形不大，而坝体下部断面大，所受的水流的浮托力较大，坝体上游侧与心墙表现为小幅上抬；之后随着蓄水位增大，湿化变形增大，坝体开始进一步沉降，最大变幅6cm，沉降发生的幅值随蓄水的增高而逐渐增大；蓄水结束后，沉降基本不再发展，趋于稳定。

坝体顶部从上游侧边线到下游侧边线之间6个节点的沉降变化过程线见图4所示。6个节点位置分别为：坝顶上游侧边界点，(距离上游边界点2.0m处)上游侧1、(距离上游边界点4.0m处)上游侧2、(距离上游边界点6.0m处)下游侧2、(距离上游边界点8.0m处)下游侧1、坝顶下游侧边界。

图4 蓄水初期坝顶处垂直沉降变化过程线(0+250断面)

由图4可知，与施工期不同，蓄水初期坝体顶部沉降变化较大，最大沉降发生在坝顶上游侧，幅值为33cm。表现为上游侧大，从上游到下游逐渐减小，下游侧最小，幅值为21.8cm。而施工期由于施工补填效应坝顶沉降基本为0。这是坝体上游坝壳湿化作用的结果。说明在蓄水过程中坝顶逐渐发生沉降，且上游侧沉降大而下游侧小。但是这种沉降在蓄水完成后基本趋于稳定，进一步变形值不大(见图5)。

图5 蓄水初期坝体水平位移等值线图(0+250断面)(单位：m)

计算结束时刻(5年后)，坝体水平方向位移分布见图5。

由图5可知，坝体水平位移表现为上游向上游位移、下游向下游位移的趋势，符合一般规律。同时看出，下游坝壳水平位移较小，而上游水平位移稍大。反映出斜心墙坝特有的下游坝壳较为稳固的特点。

2.2 坝体超孔压的分布与变化过程

超孔压是超过位势坐标值的孔隙水压力，是坝体土体孔隙承担的实际压力。计算得到的蓄水期结束时坝体超孔压的分布见图6。

图6 蓄水初期坝体超孔隙水压力等值线图(0+250断面)(单位：kPa)

由图6可知，坝体心墙上游侧超孔隙水压力较下游侧大，最大超孔压发生在心墙底部，以及帷幕上部。心墙底部最大超孔压值558kPa，与上游水位有关。因此，在分析坝体心墙水力劈裂中应重点考虑心墙上游侧。

2.3 坝体应力的分布与变化过程

计算结束时刻坝体有效应力分布见图7。

图7 蓄水初期坝体有效应力等值线图(0+250断面，单位：kPa)

由图7可知，坝体大主应力分布以下游坝壳下部为最大，最大值为1701.6kPa，心墙处应力较坝壳同等高程处要小，另外，心墙同一高程中大主应力最小值发生在心墙下游侧。小主应力分布与大主应力基本一致，也以下游坝壳底部最大，最大值为625.8kPa。

3 蓄水初期变形计算结果分析

计算得到的各个时段心墙上游侧边界由低到高不同高程处的总中主应力与相应的超孔隙水压力对比曲线见图8。

图8 心墙上游侧边界由低到高各高程总中主应力与超孔压变化曲线(一)

图8 心墙上游侧边界由低到高各高程总中主应力与超孔压变化曲线(二)

由图8可知，各个时刻心墙上游侧总中主应力均大于超孔隙水压力，说明不会发生水力劈裂。由此证明大坝在蓄水初期不会发生水力劈裂现象，坝体心墙的安全性有保障。

4 蓄水初期变形计算结果分析

蓄水初期坝体蓄水后坝体沉降分布与施工期基本一致，但幅值加大。垂直沉降仍以心墙沉降最大，最大沉降发生在735m高程处，也就是坝高2/3处，幅值为56.7cm(包括施工期沉降的累计沉降值)，该值较施工期的最大沉降52.3cm增大4.4cm，说明蓄水后坝体继续发生沉降变形；坝体顶部均会发生沉降变形，且上游侧沉降大于下游侧。坝顶上游侧最大沉降为33cm，下游侧沉降最小为21.8cm。这是坝体上游坝壳湿化作用的结果，但是这种沉降在蓄水完成后基本趋于稳定，进一步变形值不大；坝体下游坝壳水平位移较小，而上游水平位移稍大。反映出斜心墙坝特有的下游坝壳较为稳固的特点。

坝体大主应力分布以下游坝壳下部为最大，最大值为1701.6 kPa，心墙处应力较坝壳同等高程处要小。应力分布由于水压力、渗透压力和上游坝壳的湿化作用，分布与施工期明显不同，心墙的拱效应有所减小。蓄水期心墙上游侧中总主应力在各个高程处均大于超孔隙水压力，说明心墙不会发生水力劈裂。

5 结 语

本文以大坝变形和应力场反演参数为基本参数，计算坝体在蓄水初期的变形和应力场，分析蓄水初期坝体不均匀变形状况和坝体应力变化，判断心墙拱效应的危害程度和发生水力劈裂的可能性，预测高水位下坝体变形发展及坝体安全情况。