前坪水庫大壩應(yīng)力變形及抗水力劈裂研究

寧保輝 來亦姝 王春磊 皇甫澤華 董振鋒 魏聲

摘要：心墻土料與壩殼砂卵礫石料、堆石料模量差別較大，為研究大壩心墻拱效應(yīng)對心墻的應(yīng)力變形及抗水力劈裂的影響，根據(jù)大壩材料分區(qū)及壩基地質(zhì)情況，考慮施工填筑及蓄水過程分級加栽，采用非線性鄧肯一張模型對大壩應(yīng)力變形進行研究分析，對前坪水庫心墻的應(yīng)力變形、抗水力劈裂進行分析。計算結(jié)果表明，壩體應(yīng)力和變形分布符合一般規(guī)律，壩體最大豎向沉降發(fā)生在l/2- 2/3壩高范圍內(nèi)，考慮心墻拱效應(yīng)后，心墻抗水力劈裂是安全的。同時，結(jié)合已建工程經(jīng)驗，在大壩易出現(xiàn)裂縫部位可采取填筑高塑性土等工程措施，防止因裂縫而引發(fā)集中滲流破壞，避免心墻與基巖面產(chǎn)生裂縫。

關(guān)鍵詞：心墻壩;鄧肯一張;應(yīng)力變形;水力劈裂;前坪水庫

中圖分類號：TV641.1

文獻標志碼：A

doi：10.3969/j.issn.1000- 1379.2019.05.026

1 工程概況

前坪水庫位于淮河流域沙潁河支流北汝河上游、河南省洛陽市汝陽縣縣城以西9 km前坪村，是以防洪為主，結(jié)合灌溉、供水，兼顧發(fā)電效益的大（2）型水庫，水庫總庫容5.84億m³，控制流域面積1 325 km²，前坪水庫設(shè)計防洪標準為500 a一遇，校核洪水標準為5 000 a一遇。工程主要建筑物包括主壩、副壩、溢洪道、泄洪洞、輸水洞、電站等。主壩采用黏土心墻砂（卵）礫石壩，壩頂高程為423.5 m，大壩建基面開挖至密實砂卵石層，最大壩高90.3 m.壩頂寬10 m、長810m。大壩與圍堰結(jié)合布置，上游壩坡坡比為1：2.0-1：2.5，下游壩坡坡比均為1：2.0。壩體填筑材料分為壩殼砂卵礫石料、反濾料、心墻黏土料、溢洪道開挖利用料（粗堆石料）、細堆石過渡料。黏土心墻頂寬4.0 m，頂部高程422.70 m，河床段心墻上下游坡比為1：0.3，岸坡段心墻坡比為1：0.4。心墻上、下游側(cè)分別填筑兩層反濾料，厚度上游側(cè)為4.0 m、下游側(cè)為5.0m。下游353.0 m高程以下壩殼填筑溢洪道開挖利用料（粗堆石料），粗堆石料與壩基砂卵石層設(shè)一層反濾料、一層細堆石過渡料，共厚2.0 m。

壩基砂卵石層采用混凝土防滲墻截滲，防滲墻布置于黏土心墻軸線上游Sm處，采用混凝土防滲墻，全長665.0 m。墻頂高程341.1- 363.9 m，墻底高程315.80-355.25 m.墻深11-29 m。防滲墻插人防滲體內(nèi)長度為7.0 m。防滲墻深度穿過砂礫石層深入至基巖內(nèi)不小于1m。防滲墻下部布置帷幕灌漿，帷幕頂為防滲墻底，帷幕底端進入相對不透水層Sm.相對不透水層以3.0 Lu控制，帷幕底高程260.5 - 365.0 m。布置1排帷幕灌漿孔，孔距1.5 m。

前坪水庫大壩壩高超過90 m，大壩心墻變形模量較小，心墻垂直變形較大，應(yīng)力的拱效應(yīng)明顯，抗水力劈裂能力降低。筆者采用三維有限元對大壩應(yīng)力變形進行分析，對容易產(chǎn)生裂縫的部位采取工程措施，并對心墻抗水力劈裂安全性進行評價。

2 有限元分析原理及方法

鄧肯一張E-B模型是一種反映土石料非線性彈性應(yīng)力應(yīng)變關(guān)系的典型模型[1].該模型在假定土石料抗剪強度符合摩爾一庫侖（ Mohr-Coulomb）破壞準則的條件下，推導(dǎo)出切線模量E.：

3 前坪水庫黏土心墻壩有限元分析

3.1 計算模型

圖1為前坪水庫黏土心墻大壩有限元整體模型的實體網(wǎng)格圖。在整體模型有限元網(wǎng)格劃分過程中，充分考慮了防滲體系的影響，較為準確地模擬了防滲結(jié)構(gòu)的真實尺寸。

整體模型計算范圍的選?。荷嫌蝹?cè)邊界距壩軸線400 m，下游側(cè)邊界距壩軸線400 m，左右岸距壩肩分別為250、315 m。邊界約束條件：模型底部采用全約束，模型的四周側(cè)面采用法向約束。模型的原點位于上游左岸壩基，X軸正方向為平行于壩軸線指向右岸.Y，軸正方向為垂直于壩軸線指向下游，Z軸正方向為鉛直向上。有限元整體模型規(guī)模為28 830個節(jié)點、57 469個單元。

3.2 計算參數(shù)及工況

（1）計算參數(shù)。靜力計算中，壩體心墻黏土、壩殼砂卵礫石料、粗堆石料、壩殼卵礫石層采用鄧肯一張E-B模型，防滲墻、基巖采用線彈性模型[2]。各種材料計算參數(shù)見表1、表2。

（2）計算工況。靜力計算兩種工況如下：①竣工期，上、下游無水;②上游正常蓄水位403.00 m，下游無水。

（3）施工填筑過程與蓄水過程。在靜力計算中，模擬壩體實際填筑施工過程和水庫蓄水過程。根據(jù)壩體施工進度，從河床頂面至壩頂逐層上升，施工圍堰分3級、主壩分8級模擬大壩填筑施工過程，由高程333.00 m填筑至423.50 m;蓄水過程分1級加載模擬水庫水位上升過程，蓄水至正常蓄水位403.00 m。

3.3 應(yīng)力變形分析

3.3.1 大壩應(yīng)力變形分析

圖2為大壩樁號0+550（最大壩高）斷面正常蓄水位工況豎向位移分布云圖。圖3-圖4為大壩樁號0+550（最大壩高）斷面正常蓄水位工況大主應(yīng)力、小主應(yīng)力分布云圖。圖5為大壩樁號0+550（最大壩高）斷面正常蓄水位工況豎向正應(yīng)力分布云圖。

分析計算結(jié)果得到以下結(jié)論：①竣工期、正常蓄水位工況大壩豎向位移分別為181、172 cm，最大沉降均出現(xiàn)在1/2壩高心墻處?？⒐て谧畲箜樅酉蛭灰粕嫌蝹?cè)為-41 cm.位于上游1/2圍堰高處，下游側(cè)為50cm，位于下游1/3壩高處。蓄水至正常蓄水位403.0m后最大順河向位移上游側(cè)為-41 cm.位于上游1/2圍堰高處，下游側(cè)為59 cm，位置上移至1/2壩高處。兩種工況順壩軸線方向最大位移相同，左側(cè)岸坡為20cm，右側(cè)岸坡為-27.6 cm，均有向中部收縮的變形趨勢。大壩豎向位移、順河向位移和順壩軸線方向位移最大值及分布變化不大。②竣工期壩體最大主應(yīng)力為-2.58 MPa，無拉應(yīng)力，位于粗堆石區(qū)靠近上游心墻側(cè)坡腳，最小主應(yīng)力為0.058 MPa，位于主河槽段下游坡腳。正常蓄水位工況最大主應(yīng)力為-2.50 MPa，無拉應(yīng)力，最小主應(yīng)力為0.062 MPa，正常蓄水位工況大、小主應(yīng)力極值位置與竣工期相同。竣工期、正常蓄水位工況大壩大主應(yīng)力無拉應(yīng)力，整個斷面基本受壓，小主應(yīng)力均在上、下游坡腳出現(xiàn)拉應(yīng)力，僅為0.06 MPa，大壩整體穩(wěn)定性較好，不會出現(xiàn)裂縫。③防滲墻伸人心墻部分出現(xiàn)應(yīng)力集中，大主應(yīng)力為5.60 - 9.40 MPa.占心墻范圍為7.8%，容易發(fā)生剪切破壞。

3.3.2 心墻應(yīng)力變形分析

圖6、圖7為正常蓄水位工況下心墻縱剖面豎向位移、順壩軸線方向位移分布云圖，圖8為正常蓄水位工況心墻縱剖面大主應(yīng)力分布云圖。

分析計算結(jié)果得到以下結(jié)論：

（1）正常蓄水位工況下，在心墻中心縱剖面，河床中部的沉降大于左岸一級階地及兩岸岸坡處的沉降，最大沉降量為-172.0 cm.出現(xiàn)在1/2壩高位置：在順壩軸線方向左岸心墻向右岸變形，右岸心墻向左岸變形，向左岸的最大位移為-27.6 cm，向右岸的最大位移為20.1 cm。由于兩岸岸坡坡比不相同，因此兩岸的順壩軸線方向變形等值線不是完全對稱的，兩岸變形的極值位于左、右岸坡中部?？梢姡谧灾丶八奢d作用下，心墻有向中部收縮的變形趨勢。

（2）心墻整個縱剖面受壓，大主應(yīng)力無拉應(yīng)力。在河床中部，大主應(yīng)力呈水平線分布，且從壩頂向壩基逐漸增大，最大值為-1.55 MPa，出現(xiàn)在心墻底部。但靠近兩岸岸坡時，等值線有向下彎折的現(xiàn)象，主要原因是岸坡段心墻朝河床中央變形，使得岸坡附近的心墻壓應(yīng)力有所減小。

在豎向，整個剖面受壓。在壩頂附近，心墻的豎向正應(yīng)力呈水平線分布，在2/3壩高以下部位，兩岸的壓應(yīng)力比河床中部略小，但在河床中部基本呈水平線分布。最大豎向壓應(yīng)力為-1.53 MPa。

在順壩軸線方向整個剖面基本受壓，僅在壩頂靠兩岸位置心墻存在較小的拉應(yīng)力區(qū)域。最大順壩軸線方向拉應(yīng)力為0.03 MPa，出現(xiàn)在心墻右岸側(cè)墻頂。

（3）壩體大、小主應(yīng)力分布及數(shù)值符合土石壩的受力特點[3-4]。鑒于兩側(cè)壩殼的拱效應(yīng)，心墻應(yīng)力有所減小，但不出現(xiàn)拉應(yīng)力?？⒐て谧畲筘Q向位移發(fā)生在心墻1/2壩高位置，為1.81 m，正常蓄水位工況最大垂向位移為1.72 m?？⒐て?、正常蓄水位工況心墻應(yīng)力水平均低于0.9，應(yīng)力水平較低。

圖9-圖10分別為心墻上游面的豎向正應(yīng)力和順壩軸線方向正應(yīng)力分布云圖，圖11為心墻上游面相應(yīng)高程的壓力水頭分布云圖。計算結(jié)果表明，正常蓄水位工況心墻上游面豎向及橫向正應(yīng)力均大于相應(yīng)高程的水壓力，正常蓄水位工況心墻抗水力劈裂是安全的[5]。

4 結(jié)論

根據(jù)計算結(jié)果，結(jié)合已建工程經(jīng)驗得出如下結(jié)論，并針對大壩易出現(xiàn)裂縫部位提出了相應(yīng)的工程措施：

（1）竣工期、正常蓄水位工況大壩豎向位移分別為181、172 cm，最大沉降出現(xiàn)在1/2壩高心墻處。兩種工況順壩軸線方向最大位移相同，左側(cè)岸坡為20cm，右側(cè)岸坡為-27.6 cm，均有向中部收縮的變形趨勢。大壩豎向位移、順河向位移和順壩軸線方向位移最大值及位移分布變化不大。

（2）竣工期、正常蓄水位工況大壩大主應(yīng)力無拉應(yīng)力，整個斷面均受壓，小主應(yīng)力均在上、下游坡腳出現(xiàn)拉應(yīng)力，僅為0.06 MPa，大壩整體穩(wěn)定性較好，不會出現(xiàn)剪切破壞。

（3）防滲墻伸人心墻部分出現(xiàn)應(yīng)力集中，容易發(fā)生剪切破壞?？稍谠摬课惶钪咚苄酝?，防止裂縫引發(fā)集中滲流破壞。

（4）壩體大、小主應(yīng)力分布及數(shù)值符合土石壩的受力特點。鑒于兩側(cè)壩殼的拱效應(yīng)，心墻應(yīng)力有所減小，但不出現(xiàn)拉應(yīng)力?？⒐て谧畲筘Q向位移發(fā)生在心墻1/2壩高位置，為1.81 m，正常蓄水位工況最大垂直位移為1.72 m。竣工期、正常蓄水位工況心墻應(yīng)力水平均低于0.9，應(yīng)力水平較低，可以判定心墻在正常蓄水位時不會發(fā)生破壞。

（5）左、右岸壩肩與一級階地、河槽段壩高相差較大，心墻豎向沉降相差較大，心墻頂部易出現(xiàn)橫向裂縫?？稍趦蓧渭珥敳縎m范圍內(nèi)填筑高塑性黏土以增強土體出現(xiàn)裂縫時的自愈能力。根據(jù)順壩軸線方向位移分布可知，心墻有向中部收縮的變形趨勢，可在岸坡與基巖接觸部分填筑高塑性黏土，水平厚度為2.0 m.以避免心墻與基巖面產(chǎn)生裂縫。

（6）正常蓄水位工況心墻上游面豎向及橫向正應(yīng)力均大于相應(yīng)高程的水壓力，正常蓄水位工況心墻抗水力劈裂是安全的。

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