深厚覆蓋層黏土心墻壩心墻變形計算分析

呂 智

(塔城地區(qū)水利水電勘察設(shè)計院，新疆 塔城 834700)

1 工程實例

1.1 工程概況

某樞紐工程位于西北某省，該工程屬Ⅰ等大(2)型工程，由泄洪洞、攔河大壩、電站廠房和引水發(fā)電隧洞等重要部分組成。它是以調(diào)峰、春旱供水為主并且兼以發(fā)電，造福下游人民的大型水利樞紐工程。該工程設(shè)計洪水位高程約2970 m，工程總庫容達(dá)到8.67億m3，電站總裝機容量超過150 MW，年發(fā)電量4.7億kW·h[1]。

1.2 計算模型與計算參數(shù)

本文在有限元分析網(wǎng)格圖如圖1所示，黏土心墻壩單元個數(shù)59 923，節(jié)點個數(shù)79 023，瀝青心墻壩單元個數(shù)59 812，節(jié)點個數(shù)78 732，如表1所示，線彈性材料參數(shù)如表2所示。

圖1 有限元模型

表1 大壩填筑料的E-B模型參數(shù)

表2 線彈性材料參數(shù)

壩體的特征水位中正常蓄水位為2960.00 m，死水位為2920.00 m，設(shè)計洪水位2962.00 m，校核洪水位為2964.43 m，防滲墻厚度為1.0 m。

查證工程資料得知，此工程深厚覆蓋層的厚度為147.79 m，為壩體高度的兩倍之余，因而計算時必須考慮由覆蓋層地基對壩體的沉降及位移的有關(guān)影響，還涉及在大壩的分級施工中初始地應(yīng)力和荷載施加方式對結(jié)果的影響。此深厚覆蓋層地基歷史悠久，工程條件復(fù)雜，在此之前早已完成固結(jié)沉降，因此就顯現(xiàn)出初始地應(yīng)力影響的重要性。這就要求在壩體有限元分析中必須考慮到初始應(yīng)力的存在及效應(yīng)。在ANSYS有限元模型計算時，先計算在壩體不存在的情況下的初始地應(yīng)力，方法為：在計算過程中，運用“EKILL”命令殺死所有壩體單元。為了更好地反映壩體在施工過程中的應(yīng)力變形情況，在施工模擬的過程多次求解計算，這樣得出的計算結(jié)果會與真實情況更為接近[2-4]。

2 結(jié)果與分析

2.1 黏土心墻壩計算結(jié)果分析

竣工時壩體最大橫剖面上的水平位移等值線分布如圖2所示，圖中位移的符號規(guī)定為：豎向位移以向上為正，水平位移以向下游方向為正，單位為cm；應(yīng)力的符號規(guī)定為：壓應(yīng)力為負(fù)，拉應(yīng)力為正，單位為MPa。

圖2 最大橫剖面水平位移等值線(單位：m)

由圖2可知壩體最大沉降為65 cm，發(fā)生在將近于壩身段1/2處，壩體向上、下游壩殼擠壓變形均為4.8 cm。從最大剖面主應(yīng)力分布圖可知，心墻有較明顯的拱作用，但沒有拉應(yīng)力發(fā)生。

圖3為壩體竣工期縱剖面內(nèi)沉降及壩軸線方向位移等值線圖，從壩軸方向位移結(jié)果來看，心墻最大沉降在距壩底1/2處，最大值為0.64 m，左右岸位移相同，這與壩體最大橫剖面豎向沉降分布規(guī)律相同。壩體變化呈現(xiàn)中央向兩岸擠壓的趨勢[5]。

圖3 壩軸線縱剖面軸向位移分布(單位：m)

圖4為軸線縱剖面豎向應(yīng)力分布等值線圖。在等值線圖中可看出：心墻的第三、一主應(yīng)力等值線基本在同一高度上，應(yīng)力分布很均勻。

圖4 壩軸線縱剖面豎向應(yīng)力分布(單位：MPa)

圖5為防滲墻縱剖面豎向應(yīng)力分布圖。由于防滲墻嵌入在地基里面，故水平位移較小，防滲墻最大位移發(fā)生在頂部，應(yīng)力水平均偏低；在圖中可以看出：防滲墻最大應(yīng)力發(fā)生在中部偏下，在距防滲墻底部2/3處，豎直正應(yīng)力最大值σy達(dá)到7.04 MPa。

圖5 防滲墻縱剖面豎向應(yīng)力分布(單位：MPa)

圖6為蓄水期最大橫剖面的豎直位移分布等值線。蓄水期大壩明顯比竣工期大壩沉降有所增加。在壩體的最大橫剖面內(nèi)，最大沉降量發(fā)在壩基含有砂層的壩頂下部的心墻中，最大豎直位移增至66 cm,和竣工期相比增加了1 cm；也是發(fā)生在壩身段1/2處；在水壓力作用下，壩體向上、下游的水平位移為2.8 cm和6.0 cm，壩體上游面向上游的最大水平位移較竣工期增加12 cm，而壩體下游面向下游的水平位移較竣工期減少2 cm。

圖6 最大橫剖面豎直位移等值線(單位：m)

圖7為蓄水期大壩縱剖面內(nèi)水平位移和豎直位移分布，第三、一主應(yīng)力等值線。此時，大壩右岸第一主應(yīng)力值較小，未產(chǎn)生拉應(yīng)力。應(yīng)力分布規(guī)律和竣工期相似[6]。

圖7 壩軸線縱剖面軸向應(yīng)力分布(單位：MPa)

圖8為蓄水期防滲墻縱剖面軸向應(yīng)力分布。與竣工期相比，由于水荷載作用，防滲墻向下游水平位移增加較大，最大值增至5.7 cm，豎向位移幾近相同。但豎向正應(yīng)力有所增大，最大應(yīng)力值σymax為8.12 MPa。這主要是由于水壓力作用，最大應(yīng)力呈變大的趨勢，但所得結(jié)果都小于混凝土抗壓強度。

圖8 防滲墻縱剖面軸向應(yīng)力分布(單位：MPa)

2.2 瀝青混凝土心墻計算結(jié)果分析

瀝青心墻壩竣工期的計算結(jié)果主要表現(xiàn)為壩體的最大沉降發(fā)生在壩體偏下的心墻中，最大沉降為60 cm。和黏土心墻相比減小5 cm。壩體上下游的水平位移為8.2 cm和6.4 cm。有主應(yīng)力分布可見，心墻也有較明顯的拱作用，但沒有拉應(yīng)力發(fā)生。圖9為壩軸線縱剖面豎向應(yīng)力分布等值線圖，壩體變化由中央向兩岸擠壓，其各項計算結(jié)果與黏土心墻竣工期分布規(guī)律相似。

圖9 壩軸線縱剖面豎向應(yīng)力分布(單位：MPa)

圖10為防滲墻橫剖面水平位移等值線圖。各項計算結(jié)果和黏土心墻相同。瀝青心墻壩蓄水期的各項計算結(jié)果和竣工期相比，蓄水過程大壩沉降有所減少，最大沉降發(fā)生在壩及含砂層的心墻下游一側(cè)壩頂附近。

圖10 最大橫剖面水平位移等值線(單位：m)

圖11為防滲墻縱剖面沉降分布等值線圖，由計算結(jié)果可知，心墻上小主應(yīng)力的最大值為0.55 MPa，且無拉應(yīng)力，滿足強度要求[7]。

圖11 防滲墻縱剖面沉降分布(單位：m)

防滲墻水平位移與豎直應(yīng)力與竣工期相比，豎向位移變化規(guī)律和黏土心墻類似，變化范圍不大。但豎直方向正應(yīng)力減少，最大值σymax為6.07 MPa。

通過黏土心墻壩計算結(jié)果和瀝青混凝土心墻計算結(jié)果分析，可以得到兩種方案下計算結(jié)果特征數(shù)據(jù)，如表3所示。

表3 兩種方案下計算結(jié)果特征數(shù)據(jù)

3 結(jié) 論

(1)施工期大壩的豎向沉降變形為下游位移略微的小于上游，最大值為0.66 m，發(fā)生在壩身段將近1/2處；應(yīng)力等值線圖基本平行于壩坡，且從頂部向底部呈現(xiàn)緩慢增大的趨勢，在心墻所在位置有明顯的應(yīng)力集中現(xiàn)象。

(2)防滲墻的最大應(yīng)力不是發(fā)生在底部或是頂部，而是在中部靠下，距防滲墻底部1/3處。計算結(jié)果合乎工程實踐所得規(guī)律。

(3)黏土心墻方案和瀝青混凝土心墻方案相比，二者的豎向、水平位移、應(yīng)力以及防滲墻的計算結(jié)果顯示，分布規(guī)律幾近相似，但瀝青混凝土心墻壩的各項位移數(shù)據(jù)明顯小于黏土心墻壩，而應(yīng)力結(jié)果略有偏大，但都在安全波動范圍之內(nèi)。

(4)從兩種方案的計算結(jié)果可知：心墻不存在拉應(yīng)力區(qū)，但是在心墻中具有較明顯的拱作用。從應(yīng)力圖中得知，心墻的第一主應(yīng)力較小，分散區(qū)域的應(yīng)力較大，尤其是在壩體的右邊坡處。壩體兩種工況相比得知，蓄水期的壩體豎直沉降比竣工期的有所增加，且心墻向下游方向的位移增大較為明顯；黏土心墻壩比瀝青心墻壩的墻體位移更小；每種壩型條件下大壩的主應(yīng)力都在減少。此工程建在深厚覆蓋層地基上，且含有冰磧層、砂卵石層、砂層和基巖，通過等值線圖知，壩體的豎直最大沉降在砂層與壩體的接觸部位偏下方；還產(chǎn)生了幾處高應(yīng)力區(qū)，基本發(fā)生在防滲墻與基巖的接觸部位；地基中的砂層對壩體的各項數(shù)據(jù)均產(chǎn)生較大影響，所以予以挖除。