王 贇，張友利，何偉剛

（南京水利科學(xué)研究院江蘇科興項(xiàng)目管理有限公司，南京 210029）

數(shù)值模擬是水工、巖土方面較為常用的科研手段，與物理模型試驗(yàn)方法相比，具有建模簡單、投資低、計(jì)算速度較快等優(yōu)勢(shì)，同時(shí)，數(shù)值模擬計(jì)算結(jié)果較為準(zhǔn)確[1～5]。采用數(shù)值模擬方法可以準(zhǔn)確分析水工建筑內(nèi)部應(yīng)力和變形位移分布情況，針對(duì)結(jié)構(gòu)內(nèi)部應(yīng)力集中部位采取加強(qiáng)措施，避免結(jié)構(gòu)出現(xiàn)破壞，影響工程的正常使用，可為工程設(shè)計(jì)提供參考[6～8]。

1 工程概況及數(shù)值模擬計(jì)算方法

西藏湘河水利樞紐采用碾壓式瀝青混凝土心墻砂礫石壩，壩殼料采用砂礫石料，上游護(hù)坡高程4092 m以上采用M15漿砌鵝卵石護(hù)坡，高程4092 m以下采用干砌塊石；下游壩坡采用框格梁鵝卵石護(hù)坡。防滲體采用碾壓式瀝青混凝土心墻，高程4079 m以上設(shè)3.0 m寬砂礫石過渡層，4079 m高程以下砂礫石過渡層4.0 m。壩基建基面開挖深度為2 m左右，通過強(qiáng)夯措施增加壩基強(qiáng)度，壩基防滲采用混凝土防滲墻+帷幕灌漿形式。數(shù)值模擬計(jì)算參數(shù)見表1。

表1 計(jì)算參數(shù)

2 壩體三維靜力數(shù)值模擬研究

2.1 壩體應(yīng)力及變形分析

表2為三維計(jì)算條件下壩體竣工期及蓄水期的應(yīng)力、變形最大值統(tǒng)計(jì)表。

計(jì)算成果表明：

（1）竣工期大壩的豎向位移最大值為59.5 cm，占總壩高51 m 的1.17%，最大位移位于大壩與覆蓋層交接的地方，這是由于覆蓋層較為深厚，在壩體自重作用下也發(fā)生了一定程度的變形。蓄水后考慮了上游壩殼的浮力作用，壩體豎向位移最大值為57.5 cm；壩體水平向上游變形區(qū)域和數(shù)值減小，最大值為18.1 cm；向下游變形區(qū)域和數(shù)值有所增大，最大值為30.8 cm。

（2）蓄水后，壩體（不包括覆蓋層，下同）大主應(yīng)力最大值為-1.53 MPa，位于壩體底部，小主應(yīng)力最大值為-0.45 MPa。從壩體應(yīng)力水平來看，無論是竣工期還是蓄水期，壩體大部分應(yīng)力水平均處于0.8 MPa 以下，說明壩體堆石抗剪強(qiáng)度尚存在較大的安全儲(chǔ)備，難以發(fā)生剪切破壞。

（3）根據(jù)大壩三維計(jì)算，壩體和壩基沉降量竣工期最大值為59.5 cm，蓄水期豎向沉降最值為57.5 cm，參照竣工期沉降計(jì)算量及以往工程經(jīng)驗(yàn)，本次竣工后預(yù)留沉降0.05～0.60 m，樁號(hào)0+350 處壩基最深，預(yù)留沉降0.60 m，樁號(hào)0+000、0+571處預(yù)留沉降值0.05 m，預(yù)留沉降從0+350 處向兩側(cè)三角形直線布置。

2.2 瀝青混凝土心墻應(yīng)力及變形分析

表3為三維計(jì)算條件下心墻竣工期及蓄水期的應(yīng)力、變形最大值統(tǒng)計(jì)表。圖1～圖4為采用基本計(jì)算參數(shù)時(shí)心墻變形、應(yīng)力及應(yīng)力水平等值線圖。

表3 心墻應(yīng)力、變形最大值統(tǒng)計(jì)表

計(jì)算成果表明：

（1）竣工期心墻順河向位移較小，最大值為3.7 cm；蓄水期隨水位上升心墻順河向位移在水壓力作用下向下游發(fā)展，至正常水位達(dá)18.4 cm，位于心墻的中高程處。蓄水后，心墻豎向位移有所減小，由竣工期的51.4 cm減小為49.8 cm?？⒐r(shí)心墻壩軸向向左岸、向右岸位移最大值分別為5.1、6.5 cm。蓄水后，壩軸向位移變動(dòng)較小，向左、右兩岸的壩軸向位移最大值分別為5.0、7.9 cm。

（2）竣工期心墻大主應(yīng)力最大值為-2.78 MPa，小主應(yīng)力最大值為-1.47 MPa；蓄水后，大、小主應(yīng)力最大值分別為-3.53 MPa、-1.43 MPa，均為壓應(yīng)力，出現(xiàn)在心墻底部。

（3）從心墻應(yīng)力水平來看，大部分應(yīng)力水平小于0.8 MPa，但在樁號(hào)0+321.31橫截面處（此處防滲墻深約140 m），瀝青混凝土心墻表層局部最大值為0.95 MPa，僅僅分布在心墻1 m與2.2 m漸變段交接處上、下游側(cè)極小的區(qū)域（見圖3和圖4），原因是此處覆蓋層深厚，而心墻是建立在剛性混凝土防滲墻上，位移較小，此處壩體與心墻沉降差較大，對(duì)心墻局部受力不利。根據(jù)心墻三維計(jì)算，心墻沉降量竣工期最大值為51.4 cm，蓄水期豎向沉降最大值為49.8 cm，參照壩體沉降計(jì)算量及以往工程經(jīng)驗(yàn)，本次心墻竣工后預(yù)留沉降0.05～0.60 m，樁號(hào)0+350處壩基最深，預(yù)留沉降0.60 m，樁號(hào)0+000、0+571處預(yù)留沉降值0.05 m，預(yù)留沉降從0+350 處向兩側(cè)三角形直線布置。

圖1 壩軸向位移

圖2 豎向位移

圖3 壩軸向應(yīng)力

圖4 豎向應(yīng)力

2.3 混凝土基座應(yīng)力及變形分析

基座與防滲墻之間采用固定連接方式，表4 為三維條件下混凝土基座在蓄水期不同工況的應(yīng)力、變形最大值統(tǒng)計(jì)表。

表4 混凝土基座應(yīng)力、變形最大值統(tǒng)計(jì)表

計(jì)算結(jié)果表明：

（1）蓄水期由于下游無水導(dǎo)致其順河向水平位移較大，其最大值為17.8 cm，豎向最大位移為8.3 cm；

（2）蓄水期基座水平向壓應(yīng)力與拉應(yīng)力最大值分別為-7.77、19.70 MPa，其拉應(yīng)力值19.70 MPa 略小于竣工期時(shí)最大拉應(yīng)力值25.20 MPa，這是由于作用在基座上游面的水壓力有利于減小基座受到的彎矩作用；豎直向壓應(yīng)力與拉應(yīng)力最大值分別為-5.91、1.80 MPa。

（3）從拉應(yīng)力分布來看，水平向拉應(yīng)力均分布在基座的中上部，該拉應(yīng)力還比較大，產(chǎn)生的原因是：基座是建立在防滲墻上，在同樣的上覆壓力作用下，蓋板兩側(cè)的土體壓縮較蓋板底部土體壓縮速率快，由于混凝土基座兩側(cè)土體較大的沉降不均勻引起周邊土體較大的錯(cuò)動(dòng)，在該區(qū)域內(nèi)會(huì)引起較大的剪應(yīng)力，從而發(fā)生一定程度的應(yīng)力重分布，導(dǎo)致混凝土基座上所受到的土體傳遞過來的荷載為非均布荷載，而是兩端大，中間小的分布規(guī)律，其具體受力機(jī)理見圖5。

圖5 混凝土基座受力機(jī)理

由上述分析可知，即使沒有混凝土防滲墻的頂托作用，混凝土基座在填筑過程中，中部會(huì)逐步向上拱，受力性狀表現(xiàn)為上部受拉，下部受壓，而該基座設(shè)計(jì)為中間厚度最薄，因而在基座中間有拉應(yīng)力集中現(xiàn)象，而有防滲墻的頂托作用下，會(huì)進(jìn)一步加劇拉應(yīng)力區(qū)域及拉應(yīng)力極值的發(fā)展。綜上，結(jié)合混凝土基座計(jì)算結(jié)果，建議對(duì)基座拉應(yīng)力較大的區(qū)域適當(dāng)配筋；或者增加基座的厚度，減少瀝青混凝土范圍外基座兩邊的長度，可有效減少基座拉應(yīng)力區(qū)域及極值。防止拉應(yīng)力過大而引起防滲體系失效，威脅大壩的整體安全性。

3 結(jié)語

根據(jù)三維靜力數(shù)值模擬計(jì)算結(jié)果，蓄水期壩體位移在浮力影響下位移較竣工期小，壩體應(yīng)力分布較為合理，但在壩體與心墻變截面處存在應(yīng)力集中現(xiàn)象，針對(duì)這部分區(qū)域在設(shè)計(jì)、施工過程中應(yīng)當(dāng)減緩連接面坡度，增加變形過渡區(qū)；在混凝土防滲墻的頂托作用下加劇了基座上拱的程度，可考慮采用加大配筋、增大基座厚度的方法加以改善。