于美明 陸文婷

(1.華北水利水電大學，河南 鄭州 450011； 2.吉林省水利水電勘測設(shè)計研究院，吉林 長春 130000)

·水利工程·

吉林省老龍口水庫土壩壩體有限元計算分析

于美明1陸文婷2

(1.華北水利水電大學，河南 鄭州 450011； 2.吉林省水利水電勘測設(shè)計研究院，吉林 長春 130000)

針對老龍口水庫粘土心墻土石壩筑壩材料利用施工現(xiàn)場開挖料分區(qū)填筑和各分區(qū)材料性質(zhì)相差較大以及壩體應力狀態(tài)較復雜的特點，運用有限元軟件計算分析壩體在竣工期和正常蓄水位工況下典型斷面的應力分布規(guī)律，計算結(jié)果表明：粘土心墻應力與壩殼基本協(xié)調(diào)，應力滿足設(shè)計要求。

粘土心墻壩，有限元模擬，應力，水庫

1 工程概況

老龍口水利樞紐位于吉林省延邊朝鮮族自治州琿春市馬滴達鄉(xiāng)琿春河上，距琿春市約30 km，樞紐由粘土心墻壩、溢洪道、引水隧洞、電站廠房等組成，本工程為Ⅱ等工程[1]。土壩、溢洪道、魚道及引水發(fā)電洞的進水口為2級建筑物，防洪標準按100年一遇洪水設(shè)計，2000年一遇洪水校核。壩料主要利用現(xiàn)場開挖料分區(qū)填筑，各分區(qū)材料性質(zhì)相差較大，壩體的應力狀態(tài)較為復雜，為了較全面分析論證壩體結(jié)構(gòu)設(shè)計的安全性，需要對壩體進行三維有限元計算分析，以了解大壩在各種水位作用下壩體的應力以及粘土心墻應力分布，為工程安全校核提供科學依據(jù)，同時根據(jù)壩殼和心墻的應力判別心墻是否形成水平裂縫。

2 有限元模型的建立

在三維有限元分析中，模擬施工過程共分17級加荷。第1級為壩底；第2級～第16級為從壩底到壩頂部分；第17級為水荷載加至正常蓄水位109.00 m。

2.1 計算基本剖面

坐標系建立如下：順河向為x軸，指向下游為正；豎直向為y軸，豎直向上為正；壩軸線為z軸，指向右岸為正。選取整個大壩作為計算區(qū)域[2]。大壩的基本剖面如圖1所示。

2.2 計算模型及約束條件

根據(jù)主壩的橫斷面圖對大壩進行單元剖分。壩基以下的基巖剛度遠遠大于壩體，在計算中把壩基以下的基巖作為壩底的約束。壩體剖分的網(wǎng)格有33 596個等參單元，30 473個結(jié)點[2]。壩體部分的有限元網(wǎng)格模型如圖2所示。

2.3 筑壩材料參數(shù)

三維有限元計算材料本構(gòu)關(guān)系采用Duncan-Chang E-B模型。

E-B模型參數(shù)是鄧肯等人提出的應力、應變的非線性彈性模型，通過對三軸試驗得到的應力—應變及體變—應變關(guān)系曲線進行分析和整理，得到7個參數(shù)，即Rf，c，φ，K，n，Kb，m[3]。具體整理方法如下：

切線彈性模量的計算：

(1)

(2)

切線體積模量的計算：

(3)

其中，Et為切線彈性模量，kPa；σ3為周圍壓力，kPa；pa為大氣壓力，kPa；Rf為破壞比，試驗常數(shù)；K，n，Kb，m均為試驗常數(shù)；φ，c分別為土的內(nèi)摩擦角和粘聚力，根據(jù)庫侖—摩爾包線確定。

對于卸載情況，該模型采用回彈模量Eur進行計算?；貜椖Ａ勘磉_式為：

(4)

其中，Kur為卸載模量基數(shù)；nur為卸載模量指數(shù)。

由于資料所限，部分參數(shù)參考相關(guān)的心墻壩。計算參數(shù)見表1。

表1 鄧肯E-B模型參數(shù)

2.4 計算工況及荷載組合

土壩應力計算應考慮水庫施工運行過程中的不利條件。根據(jù)規(guī)范，結(jié)合老龍口水庫的具體情況，本次壩體應力計算中考慮以下幾種工況[4,5]：

1)竣工期工況；2)運行期工況(正常蓄水位為109.0 m)。

計算中，由于壩下游面地基的高程要高于計算工況相應的下游水位值，在計算中以下游面的地基高程作為相應的下游水位。

3 壩體應力分析

計算成果見圖3～圖6，以及表2，表3。

表2 壩斷面最小主應力

荷載組合計算工況計算斷面最小主應力/kPa基本組合竣工期0+278-976.8運行期0+278-984.3

表3 壩斷面最大主應力

由表2可知不考慮流變的情況下，竣工期壩體最小主應力(壓應力)的極小值為-976.8 kPa，運行期時極小值為-984.3 kPa。由表3得竣工期最大主應力出現(xiàn)拉應力，極值為163 kPa。拉應力區(qū)沿心墻兩側(cè)，順上下游壩坡向下延伸，在靠近壩腳處漸滅。心墻區(qū)沒有出現(xiàn)拉應力，和第一主應力的情況相反，此時應力等值線向上凸，表明心墻比同高程的壩殼第三主應力要大。

從圖3～圖6得，最小主應力等值線圖在心墻位置向下凹陷。這反映了心墻的拱效應，心墻自重產(chǎn)生的荷載被周圍的壩殼所分擔，因此在同樣的高程，心墻第一主應力比相鄰的壩殼要低40%左右。一般認為心墻的應力低于壩殼的一半以上可能會導致裂縫產(chǎn)生[6]。運行期工況，心墻仍沒有出現(xiàn)拉應力，上游的拉應力區(qū)減少，僅在2/3壩高以上部分出現(xiàn)拉應力，下游拉應力區(qū)變化不大。這從壩軸線斷面也可以看出，壩體的上部的最大主應力區(qū)明顯減少，主要是受水壓的作用產(chǎn)生的結(jié)果。

4 結(jié)語

通過對老龍口土壩在竣工期與運行期工況有限元計算分析，得出如下結(jié)論：

1)老龍口土壩主要利用現(xiàn)場開挖料分區(qū)填筑，各分區(qū)材料性質(zhì)相差較大，壩體的應力狀態(tài)較為復雜。心墻的應力與壩殼基本協(xié)調(diào)。2)心墻兩側(cè)設(shè)置過渡區(qū)產(chǎn)生的拱效應，使得最小主應力等值線圖在心墻位置向下凹陷；但對側(cè)向作用較強的心墻的變形穩(wěn)定是有利的。心墻第一主應力比相鄰的壩殼要低，計算結(jié)果表明低40%左右。一般認為心墻的應力低于壩殼的一半以上可能導致裂縫產(chǎn)生。3)竣工期與運行期工況下，心墻區(qū)均沒有出現(xiàn)拉應力，且在設(shè)計水位情況下，受水壓作用，上游區(qū)的拉應力區(qū)明顯減少。4)運用有限元程序?qū)Ρ竟こ虄煞N工況進行有限元計算結(jié)果與工程實際應力分布情況基本一致，有效反映了結(jié)構(gòu)應力變化規(guī)律，為以后相似工程有限元計算提供理論參考。

[1] 林繼鏞.水工建筑物[M].北京:水利水電出版社,2006.

[2] 張璧成.水工建筑物的有限元分析[M].北京:水利電力出版社，1991.

[3] 華東水利學院.土工原理與計算[M].北京:水利電力出版社，1980.

[4] 華東水利學院.水工設(shè)計手冊[M].北京:水利電力出版社，1987.

[5] SL 314-2004，碾壓混凝土設(shè)計規(guī)范[S].

[6] 沈長松.大壩安全監(jiān)測數(shù)據(jù)處理綜述[N].光明日報，2000-7-21(B5).

The finite element analysis of Laolongkou reservoir overflow dam in Jilin province

YU Mei-ming1LU Wen-ting2

(1.NorthChinaUniversityofWaterResourcesandElectricPower,Zhengzhou450011,China;2.JilinProvinceWaterConservancyandHydropowerSurveyDesignInstitute,Changchun130000,China)

For Laolongkou reservoir earth-rock dam with clay core dam construction material using construction site excavated material subarea filling and each partition material properties differ large, and the characteristics of the dam body stress state is complex, finite element software are used for the analysis and calculated of dam body under the working condition in completion period and at the normal storage level typical cross section of the stress distribution, the calculation results show that the stress of the clay core wall and the dam shell are basically coordinated, the stress can satisfy the requirements of design.

dam with clay core wall, finite element simulation, stress, reservoir

1009-6825(2014)03-0231-03

2013-11-07

于美明(1987- )，男，在讀碩士； 陸文婷(1984- )，女，工程師

TV641.25

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