朱 強， 黃 坤，胡俊強

(1.長江工程職業(yè)技術(shù)學院，湖北 武漢 430212；2.平頂山市水利勘測設(shè)計院，河南 平頂山 467000；3.山水環(huán)境科技股份有限公司，河南 新鄉(xiāng) 453000)

1 工程概況

安寧水電站是大渡河干流開發(fā)的梯級水利水電工程，為大(Ⅱ)型工程。樞紐建筑物包括攔河壩、溢洪道、泄洪洞、輸水系統(tǒng)、地下廠房等建筑物。攔河壩為瀝青混凝土心墻堆石壩，壩頂高程為2 135.00 m，最大壩高62 m，壩頂寬度10 m，壩長336 m。設(shè)計洪水位(正常蓄水位，P=0.2%)為2 130.00 m，死水位為2 127.00 m。

筑壩材料分區(qū)從上游到下游依次分為：上游干砌石護坡厚1 m、上游墊層厚0.5 m、上游堆石區(qū)、上游過渡層厚2 m、瀝青混凝土心墻厚0.8 m、下游過渡層厚3 m、下游堆石區(qū)、下游墊層厚0.5 m、下游干砌石護坡厚1 m。在下游壩基設(shè)置厚為1 m的過渡料和厚為1 m水平反濾層。瀝青混凝土心墻厚度為0.8 m，心墻基礎(chǔ)位于混凝土墊座上，墊座3 m×3 m(寬×高)。壩體河床覆蓋層最大深度約為92 m。基礎(chǔ)覆蓋層防滲型式采用混凝土防滲墻和帷幕灌漿(壩基基巖)，混凝土防滲墻最大深度為87 m，厚度為1.0 m。大壩典型橫斷面(見圖1)。

圖1 壩體典型斷面圖

2 計算原理

土石料本構(gòu)模型采用鄧肯E-B非線性彈性模型?；炷猎谶_到破壞強度之前，應力應變呈線性關(guān)系，故作為線彈性材料考慮[8-10]。在鄧肯E-B模型中，切線彈性模量和切線體積模量分別表示為：

(1)

(2)

依據(jù)鄧肯模型，對卸荷采用下述方法判別：當(σ1-σ3)<(σ1-σ3)0且S

對卸荷情況，彈性模量用下式計算：

(3)

式(1)—(3)中：

c—材料凝聚力；

φ—材料內(nèi)摩擦角；

pa—標準大氣壓力；

Rf、K、n、Kb、Km、Kur—模型參數(shù)。

3 壩體有限元模型的建立

為更加精確地模型實體壩型，建立大壩有限元模型需要對壩基地質(zhì)結(jié)構(gòu)及土層材料進行概化處理，確保模型能夠準確反映實際狀況。壩體有限元模型(見圖2)，采用二維有限元建模，有限單元網(wǎng)格以四邊形和三角形網(wǎng)格為主，共劃分2 061個單元，剖分2 120個結(jié)點。對壩體瀝青混凝土心墻、基礎(chǔ)混凝土防滲墻等重點研究區(qū)域，加密網(wǎng)格劃分。最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。

圖2 壩體典型斷面有限元模型

經(jīng)地質(zhì)勘查，壩體各分區(qū)填筑材料及基礎(chǔ)各結(jié)構(gòu)土層物理力學參數(shù)指標(見表1)，基礎(chǔ)混凝土防滲墻和基巖的物理力學參數(shù)指標(見表2)。

表1 壩體材料物理力學性質(zhì)指標表

表2 混凝土防滲墻及基巖參數(shù)

計算工況：(1)竣工期：大壩填筑完畢，上下游無水；(2)蓄水期：竣工后蓄水至正常蓄水位2 130.0 m，相應下游設(shè)計尾水位為2 092.70 m。

4 結(jié)果分析

4.1 壩體瀝青混凝土心墻的應力變形分布

由圖3可知，在竣工期和蓄水期，心墻上游面的大主應力均在高程2 090.9 m壩體壩基填筑材料的分界線、約80%心墻深度處出現(xiàn)大主應力拐點?？⒐て诖笾鲬拯c值為0.58 MPa，蓄水期大主應力拐點值為0.7 MPa。在墻頂至拐點的深度范圍內(nèi)，大主應力近似呈線性分布，其值隨心墻深度增加逐漸增大，但增加緩慢；在拐點至墻底深度范圍內(nèi)，大主應力同樣近似呈線性分布，其值隨心墻深度增加逐漸增大，但增加速率較快。

通過與心墻自重應力相比，大主應力存在“應力拱”現(xiàn)象。蓄水后，大主應力值略微增大，“應力拱”現(xiàn)象明顯減緩，大主應力與“應力拱”呈反比關(guān)系(見圖3)。

圖3 心墻上游面單元的大主應力及自重應力

由圖4可知，在竣工期和蓄水期，心墻豎向應變在68%心墻深度處出現(xiàn)拐點?？⒐て谪Q向應變拐點值為0.54%，蓄水期豎向應變拐點值為0.57%。在墻頂至拐點的深度范圍內(nèi)，豎向應變近似呈線性分布，其值隨心墻深度增加逐漸增大，但增加緩慢；在拐點至墻底深度范圍內(nèi)，豎向應變同樣近似呈線性分布，其值隨心墻深度增加逐漸增大，但增加速率較快。從圖中可知，竣工期豎向應變最大值為5.02%，蓄水期豎向應變最大值為5.07%，豎向應變變化甚微。

由圖5可知，在竣工期和蓄水期，心墻水平向應變在57%心墻深度處出現(xiàn)拐點。從墻頂至拐點的深度范圍內(nèi)，水平向應變近似為零；在拐點至墻底深度范圍內(nèi)，水平向應變隨心墻深度增加逐漸增大，呈膨脹狀態(tài)。從圖5可知，竣工期水平向應變最大值為-2.37%，蓄水期水平向應變最大值為-2.22%，水平向應變變化甚微。

由圖6可知，在竣工期和蓄水期，心墻沉降位移在60%心墻深度處出現(xiàn)拐點最大值?？⒐て谧畲蟪两抵禐?7.64 cm，蓄水期最大沉降值為57.52 cm。在墻頂至拐點深度范圍內(nèi)，沉降位移近似呈線性分布，其值隨心墻深度增加逐漸增大；在拐點至墻底深度范圍內(nèi)，沉降位移同樣近似呈線性分布，其值隨心墻深度增加而逐漸減小。蓄水后，心墻沉降值略微有所減小。

圖4 心墻豎向應變

圖5 心墻沿水平向應變

圖6 心墻沉降位移

4.2 混凝土防滲墻的應力變形分布

圖7表明，竣工期防滲墻上下游面大主應力隨墻身深度呈線性增加，上游面大主應力最大值為9.60 MPa，下游面大主應力最大值為9.65 MPa，上下游面大主應力基本相等。蓄水期上游面大主應力隨墻身深度增加逐漸減小，在70%墻體深度處大主應力迅速降低，最小值6.58 MPa，防滲墻底部上游面有出現(xiàn)拉應力的趨勢；下游面大主應力從墻頂至70%墻體深度處隨深度增加逐漸減小，從70%墻體深度處至墻底處隨深度增加迅速增大，最大值12.48 MPa。

圖8表明，竣工期防滲墻上下游面小主應力基本相等。蓄水期上下游面小主應力均隨墻身深度先增加后減小，在70%墻體深度處小主應力迅速降低。上游面墻底部出現(xiàn)拉應力，最小值-0.81 MPa；下游面墻底部壓應力最小值0.25 MPa，下游面墻底部也有出現(xiàn)拉應力的趨勢。

圖9—10表明，竣工期與蓄水期防滲墻沉降位移沿墻身深度增加逐漸減小，近似線性變化?？⒐r墻頂最大沉降5.48 cm，墻底沉降近似為0，蓄水期墻頂最大沉降5.21 cm，墻底沉降近似為0。竣工期與蓄水期水平位移均是先增大后減小，在30%墻身深度處呈現(xiàn)最大水平位移值。從墻頂至30%墻身深度處，水平位移隨墻身深度增加而逐漸增加，竣工期最大水平位移值20.14 cm，蓄水期最大水平位移值20.21 cm；從30%墻身深度處至墻底，水平位移隨墻身深度增加而逐漸減小，墻底水平位移近似為0。

圖7 混凝土防滲墻大主應力

圖8 混凝土防滲墻的小主應力

圖10 混凝土防滲墻水平位移

5 結(jié)論

通過對深覆蓋層基礎(chǔ)上的堆石壩的壩體心墻、基礎(chǔ)墊座、地基防滲墻在竣工期、蓄水期不同工況下的應力變形分析，得出如下結(jié)論：

(1)心墻：大主應力在80%墻體深度以下，其值增加較快，且明顯存在“應力拱”現(xiàn)象；豎向應變、水平向應變、沉降位移均在約60%～70%心墻深度附近出現(xiàn)拐點，拐點以下墻體沉降值隨心墻深度增加而逐漸減小。

(2)基礎(chǔ)防滲墻：竣工期防滲墻上下游面大小主應力、沉降位移大致隨墻身深度呈線性增加。蓄水期大小主應力在70%墻體深度附近出現(xiàn)拐點，防滲墻底部上游面大主應力最小值6.58 MPa，有出現(xiàn)拉應力的趨勢，小主應力出現(xiàn)拉應力。防滲墻水平位移先增大后減小，在30%墻體深度附近出現(xiàn)最大值拐點。

(3)對于易出現(xiàn)拉應力的部位今后需要做進一步深入的研究，并采取加強防范措施。