丁樹云 ， 畢慶濤 ，2

（1.華北水利水電學院，河南 鄭州 450011；2.河海大學巖土力學與堤壩工程教育部重點實驗室，江蘇 南京 210029）

目前，對在深厚覆蓋層上修建大壩的研究，越來越受科研和工程界的重視。300 m級高土質心墻壩的應力變形分析，已經(jīng)取得了較多研究成果；對瀝青混凝土心墻高土石壩 （＞100 m）的應力變形特征，研究成果較少[1，2]。為此，本文針對某瀝青混凝土心墻高壩進行有限元分析，研究建在深厚覆蓋層上的壩體的應力變形特性，為其他類似工程提供參考。

1 有限元模型

某瀝青混凝土心墻土石壩最大壩高100 m，壩頂寬度10 m。心墻最大高度97 m，厚1.0 m。上、下游壩坡均為1∶2.0；下游壩基設置厚2.0 m的水平反濾層。壩址區(qū)河床覆蓋層鉆孔揭露厚度為55～120 m，地層結構由下而上總體上為含漂礫卵石層、含砂卵礫石層、含漂礫卵石層和粉砂層4大層。壩基防滲采用混凝土防滲墻結合灌漿帷幕形式，防滲墻最大深度為100 m，厚1.0 m。壩體及壩基典型橫剖面見圖1，上游圍堰作為壩體的一部分。

圖1 瀝青混凝土心墻壩最大橫剖面

對壩體按結構、材料進行單元劃分，以反映建筑物主要結構。在研究地質結構的基礎上，對壩基進行概化處理，以反映主要的地質構造。單元網(wǎng)格大部分為四邊形，少數(shù)采用三角形單元過渡。在混凝土結構周圍，設置了無厚度古德曼 （Goodman）接觸面單元。底部邊界按豎向固定約束，上、下游地基邊界按水平方向固定約束。共剖分1 647個結點，1 607個單元 （見圖2）。

圖2 瀝青混凝土心墻壩有限元網(wǎng)格

2 模型參數(shù)與計算過程

2.1 模型參數(shù)

表1 瀝青混凝土心墻土石壩的模型參數(shù)

瀝青混凝土心墻土石壩的有限元計算中，堆石料、瀝青混凝土心墻料的本構關系采用鄧肯E-B模型，各分區(qū)材料的模型參數(shù)見表1。壩基防滲墻、底座混凝土、基巖按線彈性材料模擬，模型參數(shù)見表2。為防止混凝土與土石接觸處出現(xiàn)不連續(xù)變形，設置無厚度Goodman接觸面單元，其模型參數(shù)見表3。

表2 壩基混凝土及基巖參數(shù)

2.2 計算過程

有限元計算時，采用分級加荷對大壩施工及蓄水過程進行模擬。先填筑圍堰，然后填筑壩體。共分17級荷載計算，覆蓋層作第1級荷載，圍堰分2級荷載，壩體施工到壩頂分9級荷載，蓄水至正常水位分2級加載，降低水位至死水位1級荷載，然后再升降一個循環(huán)，即2級荷載。

3 應力變形特征分析

土石壩有限元計算及成果整理時，按照土力學慣例，正應力以壓為正，拉為負；應變以壓縮為正，膨脹為負。坐標系取順河向指向下游為x軸正方向，豎直向上為y軸正方向。

3.1 壩體應力變形

在竣工期及蓄水期 （蓄水至正常蓄水位），壩體、地基覆蓋層、瀝青混凝土心墻的應力變形的特征值見表4?？⒐て诩靶钏趬误w發(fā)生的累積沉降、水平位移、第一主應力及應力水平等值線分布分別見圖3、4。

表3 計算采用的Goodman接觸面模型參數(shù)

從圖3a和圖4a可以看出，竣工及蓄水期，土石壩沉降最大值均發(fā)生在距壩頂約2/3壩高處，竣工期的沉降最大值發(fā)生在心墻內，蓄水期的沉降最大值稍微偏離心墻向上游。從表4可知，土石壩竣工期內累積沉降最大值為95.79 cm，占壩高 （100 m）的0.96%；蓄水后，壩體的最大沉降稍有增加，為97.37 cm，占壩高的0.97%。

表4 瀝青混凝土心墻土石壩應力變形的特征值

圖3 竣工期瀝青混凝土心墻土石壩應力變形等值線

圖4 蓄水期瀝青混凝土心墻土石壩應力變形等值線

從圖3b和表4可知，在施工期內，上游覆蓋層向上游移動，最大水平位移為5.79 cm；下游覆蓋層向下游位移，最大水平位移為15.63 cm。從圖4b可知，蓄水后，壩體及覆蓋層有向下游移動的趨勢，壩體向下游的水平位移明顯增大，達到43.30 cm。

從圖3c和圖4c可知，竣工期土石壩第一主應力拱效應明顯，心墻區(qū)域第一主應力比壩殼堆石的應力明顯低許多，蓄水后這種應力拱效應減弱。另外，從圖3c、4c還可以看到，在混凝土墊座處以及在混凝土防滲墻插入基巖的位置處，壩體及覆蓋層的應力分布出現(xiàn)了應力集中現(xiàn)象，同時處于混凝土墊座下面的局部土體單元應力極小。

從圖3d可知，竣工期壩體及覆蓋層的應力水平總體不大，低于0.65；但在上游圍堰頂部及坡面的局部單元應力水平達到了0.85左右。由圖4d可以看出，蓄水后，由于庫水壓力作用心墻之上，上游壩殼及上游圍堰的第三主應力急劇減小，而第一主應力變化不大，從而導致上游壩殼及上游圍堰的應力水平顯著增加。相反，心墻及下游壩殼的應力水平有所減小。圖4d還顯示，蓄水后，靠近心墻的上游壩體局部單元以及上游圍堰的局部單元應力水平接近0.9。

從表4還可看出，瀝青混凝土心墻竣工期單元的應力水平不高，最大值為0.76，位于心墻的底部；蓄水后，由于水荷載是從第三主應力方向施加到心墻上游面的，心墻內第三主應力有所增加，而第一主應力變化很小，從而導致心墻內的應力水平比竣工期明顯降低，蓄水后心墻內的應力水平最大值降為0.45。因此，竣工期和蓄水期心墻內應力水平均小于1.0，發(fā)生剪破的可能性不大；同時，心墻內無拉應力出現(xiàn)，產(chǎn)生拉裂縫的幾率較小。

3.2 蓄水升降循環(huán)對應力變形的影響

對土石壩進行兩次蓄水升降循環(huán)有限元計算，即初次蓄水至正常水位后，降水至死水位，然后再升至正常水位，再降至死水位。通過計算比較發(fā)現(xiàn)，在蓄水升降循環(huán)過程中，土石壩及覆蓋層的應力、變形、應力水平分布形態(tài)與初次蓄水至正常蓄水位時的形態(tài)基本一致。

表5是蓄水升降循環(huán)過程中，壩體、覆蓋層及瀝青混凝土心墻應力變形特征值。由表5可知，庫水位初次由正常水位降至死水位時，壩體最大沉降為97.35 cm，與初次蓄水至正常水位時的97.37 cm基本一致，幾乎沒有變化；向下游水平位移最大值為42.41 cm，亦與初次蓄水至正常水位時的43.30 cm相差不大；向上游水平位移最大值為3.90 cm，與初次蓄水至正常水位時的3.81 cm差異較小。在蓄水升降循環(huán)過程中，土石壩及覆蓋層的應力變形特征值變化差異也較小。因此，庫水升降循環(huán)對瀝青混凝土心墻土石壩應力變形的影響不大。

4 結論

由于深厚覆蓋層具有一定的可壓縮性，壩體發(fā)生最大沉降的位置會向下偏移，位于距壩頂約2/3壩高處；同時，壩基深厚覆蓋層受壩體的影響，也會向上、下游發(fā)生水平位移。與粘土心墻土石壩一樣，瀝青混凝土心墻壩也存在明顯的應力拱現(xiàn)象，心墻的應力比壩殼堆石的應力低，不過蓄水后這種拱效應減弱；蓄水后，由于庫水壓力作用在心墻上，從而導致上游壩殼及上游圍堰的應力水平增大，瀝青混凝土心墻及下游堆石的應力水平明顯降低。另外，壩體的應力變形分布特征受水位升降的影響不大。

表5 庫水位升降循環(huán)下的壩體應力變形特征值

［1］ 徐晗，汪明元，等.深厚覆蓋層300 m級超高土質心墻壩應力變形特征［J］.巖土力學， 2008， 29（增）:64-68.

［2］ 溫州，邵磊.深厚覆蓋層350 m級心墻堆石壩動強度計算分析［J］.三峽大學學報 （自然科學版）， 2009， 31（2）:36-39.