呂 智

(塔城地區(qū)水利水電勘察設計院，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。該工程設計洪水位高程約2970 m，工程總庫容達到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

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

圖1 有限元模型

表1 大壩填筑料的E-B模型參數

表2 線彈性材料參數

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影響，還涉及在大壩的分級施工中初始地應力和荷載施加方式對結果的影響。此深厚覆蓋層地基歷史悠久，工程條件復雜，在此之前早已完成固結沉降，因此就顯現出初始地應力影響的重要性。這就要求在壩體有限元分析中必須考慮到初始應力的存在及效應。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，這樣得出的計算結果會與真實情況更為接近[2-4]。

2 結果與分析

2.1 黏土心墻壩計算結果分析

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；應力的符號規(guī)定為：壓應力為負，拉應力為正，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。從最大剖面主應力分布圖可知，心墻有較明顯的拱作用，但沒有拉應力發(fā)生。

圖3為壩體竣工期縱剖面內沉降及壩軸線方向位移等值線圖，從壩軸方向位移結果來看，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力分布等值線圖。在等值線圖中可看出：心墻的第三、一主應力等值線基本在同一高度上，應力分布很均勻。

圖4 壩軸線縱剖面豎向應力分布(單位：MPa)

圖5為防滲墻縱剖面豎向應力分布圖。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，應力水平均偏低；在圖中可以看出：防滲墻最大應力發(fā)生在中部偏下，在距防滲墻底部2/3處，豎直正應力最大值σy達到7.04 MPa。

圖5 防滲墻縱剖面豎向應力分布(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，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水平位移和豎直位移分布，第三、一主應力等值線。此時，大壩右岸第一主應力值較小，未產生拉應力。應力分布規(guī)律和竣工期相似[6]。

圖7 壩軸線縱剖面軸向應力分布(單位：MPa)

圖8為蓄水期防滲墻縱剖面軸向應力分布。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。但豎向正應力有所增大，最大應力值σymax為8.12 MPa。這主要是由于水壓力作用，最大應力呈變大的趨勢，但所得結果都小于混凝土抗壓強度。

圖8 防滲墻縱剖面軸向應力分布(單位：MPa)

2.2 瀝青混凝土心墻計算結果分析

瀝青心墻壩竣工期的計算結果主要表現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。有主應力分布可見，心墻也有較明顯的拱作用，但沒有拉應力發(fā)生。圖9為壩軸線縱剖面豎向應力分布等值線圖，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。各項計算結果和黏土心墻相同。瀝青心墻壩蓄水期的各項計算結果和竣工期相比，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，由計算結果可知，心墻上小主應力的最大值為0.55 MPa，且無拉應力，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。但豎直方向正應力減少，最大值σymax為6.07 MPa。

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

表3 兩種方案下計算結果特征數據

3 結 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；應力等值線圖基本平行于壩坡，且從頂部向底部呈現緩慢增大的趨勢，在心墻所在位置有明顯的應力集中現象。

(2)防滲墻的最大應力不是發(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、應力以及防滲墻的計算結果顯示，分布規(guī)律幾近相似，但瀝青混凝土心墻壩的各項位移數據明顯小于黏土心墻壩，而應力結果略有偏大，但都在安全波動范圍之內。

(4)從兩種方案的計算結果可知：心墻不存在拉應力區(qū)，但是在心墻中具有較明顯的拱作用。從應力圖中得知，心墻的第一主應力較小，分散區(qū)域的應力較大，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?。幻糠N壩型條件下大壩的主應力都在減少。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；還產生了幾處高應力區(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據均產生較大影響，所以予以挖除。