徐生凌

(新疆昌吉州呼圖壁河流域管理處，新疆 昌吉 831200)

目前，對于心墻堆石壩的研究資料顯示，水庫在進行初次快速蓄水時將會對壩體產生一定的不良影響，如大壩在填筑完畢后進行迅速地蓄水將會導致壩體出現(xiàn)橫向、縱向的裂縫，或是發(fā)生壩殼濕陷變形、加劇心墻堆石壩拱效應、壩頂沉降速率及位移速率提升等問題[1-2]。由此可見，在進行心墻堆石壩的初次蓄水時需要依據(jù)大壩的實際情況進行蓄水速率的分析。本研究將以大壩應力變形及心墻抗水力劈裂為研究的重點，探究二者與大壩蓄水速率之間的關系，并據(jù)此提出適合的初次蓄水速率方案。

1 工程概況

某水電站是流域中重要的水利水電工程，大壩主體結構為心墻堆石壩結構，其剖面為中央直立心墻式，心墻的填筑材料為天然土以及35%人工碎石心墻摻礫料，施工時考慮到對心墻土料的保護，在心墻的上下游各設置了反濾層，其中上游Ⅰ反濾層寬度為4 m、下游Ⅱ反濾層寬度為6 m，為了使心墻的變形趨勢與壩殼堆石體相一致，在上、下游反濾層與堆石料之間修筑了寬度為10 m的細堆石過渡料區(qū)。壩頂寬度為18 m，上游設計坡度比為1∶1.9，下游設計坡度比為1∶1.8。

該水利樞紐工程始建于2011年5月，于2014年年底進行截流，2017年年底初次下閘蓄水；大壩于2017年汛前完成心墻填筑高程至327.0 m；2018年心墻填筑高程至377.0 m；2019年度壩體高程全面修筑至404.0 m，并于年底完成壩體的整體填筑工程高程達到423.5 m。

根據(jù)對該大壩設計多水年來水保證率(15%)蓄水過程顯示，當水位高程處于327.0以下時蓄水的上升速度較快(最高速率為9.25 m/d)；蓄水高程處于327.0～404.0 m時，蓄水速率較為均勻(最高速率為0.84 m/d);而水位高程到達404.0 m時，蓄水速率極為緩慢，最高為0.17 m/d。

2 初期蓄水速率與大壩應力變形分析

2.1 本構模型分析

鄧肯E-B模型能夠直觀地反映出大壩填筑材料的非線性應力變化趨勢，而目前對于堆石料的分析也普遍采用該模型，并且通過進行E-B模型分析，可以更好地為水利樞紐工程的設計及施工提供可靠、科學的數(shù)據(jù)支持。因此，本次研究中本構模型的分析將采用E-B模型分析心墻、過渡料、壩殼料以及河床覆蓋層區(qū)域的本構關系。E-B模型中的計算公式(1)～公式(3)表示為：

(1)

(2)

(3)

式中：Et為切線的變形模量,MPa；K為切線的模量基數(shù)；σ3為圍壓，MPa;Pa為大氣壓，kPa；n為切線的模量指數(shù)；Rf為破壞比；σ1為三軸試驗時壩體填筑材料破壞時主應力，MPa;φ為壩體填筑材料的內摩擦角,(°)；c為壩體填筑材料的黏聚力,MPa；Eur為初始彈性模量,MPa；Kur為加載彈性模數(shù),由試驗測得；nur為加載彈性指數(shù),由試驗測得；Bt為切線的體積模量；Kb為體積彈性模數(shù),由試驗測得；m為體積模量指數(shù),由試驗測得。

通過E-B模型分析壩體各材料參數(shù)結果如表1所示,表中Γd壩體材料密度；φ0為σ3=Pa時φ值；Δφ反應φ值隨σ3而降低的一個參數(shù)。

表1 E-B模型分析壩體各材料參數(shù)結果

2.2 施工蓄水過程

本研究中蓄水過程主要劃分為8個次序，計算時將采用逐級加載的方式，隨堆石壩壩體分層碾壓填筑施工同步完成。分階段極限蓄水過程如表2所示。

表2 分階段蓄水過程

2.3 有限元模型構建

為了更加全面的分析大壩應力變形的特性，構建出壩體、壩基覆蓋層以及部分基巖的有限元模型，并將水壓力荷載作用于心墻上游面，所構建的有限元模型將采用八節(jié)點六面體進行有限元網格的劃分，共由29 765個節(jié)點以及26 997個單元構成。有限元計算模型如圖1所示。

圖1 有限元計算模型

3 結果分析

為了能夠更加準確地分析出心墻的水力劈裂效應，在心墻“水壓楔劈”效應的基礎上在大壩上游心墻表面設置滲透弱面單元(如圖2所示)。

圖2 水壓楔劈效應及心墻表面滲透弱面單元示意圖

3.1 蓄水條件下大壩的應力變形特性分析

根據(jù)E-B模型條件下不同蓄水條件所對應的壩體應力變形特征數(shù)值如表3所示。

表3 不同計蓄水條件下壩體應力變形特征數(shù)值

壩體施工至壩頂、蓄水位高程為414 m狀體下的壩體順河向位移分布及豎向沉降分布如圖3所示。

圖3 基本計算工況下壩體順河向位移分布及豎向沉降分布等值線

根據(jù)上述分析結果可知：在不同工況下壩體向上下游的水平位移分別在22.30～29.72 cm、29.34～52.57 cm 的范圍，向上游水平位移呈現(xiàn)出增長主要發(fā)生在工程填筑施工階段，在蓄水時隨著水位高程的增加反而呈現(xiàn)出降低的趨勢，向下游水平位移的變化趨勢在填筑施工以及蓄水過程中均呈現(xiàn)出增長的狀態(tài)。蓄水位高程達到414 m時處于最大值，達到52.6 cm；在不同工況下大壩壩體的最大沉降值差異不顯著，并且在水庫蓄水后出現(xiàn)部分抬升的情況，當壩體施工至壩頂且蓄水水位高程達到414 m后壩體的最大沉降值為188.0 cm，且不同工況下壩體的最大沉降值均出現(xiàn)在壩高1/2略下的區(qū)域；根據(jù)不同蓄水條件下壩體應力變形特征數(shù)值結果，豎向應力與自重應力之比(σz/γh)顯示，在不同工況下均在0.5～0.7范圍內，說明心墻拱效應極為顯著。此外，大壩上游的壩殼應力數(shù)值較大，雖然心墻上游數(shù)值達到0.9，但不會引起壩殼向上游滑動的情況發(fā)生，更不會對壩體整體穩(wěn)定性造成不良影響[3-4]。

3.2 蓄水速度對大壩應力變形特性的影響分析

根據(jù)大壩在不同蓄水速率狀態(tài)下壩體的應力變形情況可以發(fā)現(xiàn)，大壩蓄水速率對其應力變形的影響相對較小，并且在不同的蓄水速率條件下，大壩的滿蓄應力分布以及壩體的位移分布的差異均較?。淮髩螇误w水平位移分布具有一定的差異，并且差異不具有全局性(具有較大的限制)[5-6]。不同蓄水速率下心墻軸線上水平位移分布曲線示意圖如圖4所示。

3.3 心墻的抗水力劈裂特性

采用心墻水壓楔劈效應以及上游心墻表面設置滲透弱面單元的方式時，滲透弱面尖端單元的有效應力將會隨著蓄水水位的上升，以沿壩軸向的形式持續(xù)降低，降低約40%～80%，并且尖端單元沿壩軸向應力的減少程度與蓄水速凍呈現(xiàn)為正比關系，說明在蓄水速度過快的情況下心墻發(fā)生水力劈裂的幾率會增加[7]。

圖4 不同蓄水速率下心墻軸線上水平位移分布曲線示意圖

通過變形傾度以及剪切應變控制式評估大壩壩頂縱向、橫向存在發(fā)生裂縫的可能性，其驗證結果顯示，在不同的蓄水速率下壩頂變形傾度均在1%以下(所得結果數(shù)值越小發(fā)生裂縫的可能性就越低)；各工況下壩頂區(qū)域的剪應變數(shù)值趨向于1%，數(shù)值結果均較低，說明在壩頂靠近兩側岸坡區(qū)域發(fā)生裂縫的可能性極低[8-9]。

4 結 論

通過對大壩初次蓄水速度與大壩應力變形、抗水力劈裂關系進行分析，結果表明：

(1)大壩蓄水速率對其應力變形的影響相對較小，并且在不同的蓄水速率條件下，大壩的滿蓄應力分布以及壩體的位移分布的差異均較小；大壩壩體水平位移分布具有一定的差異，并且差異不具有全局性(具有較大的限制)。

(2)滲透弱面尖端單元的有效應力將會隨著蓄水水位的上升，以沿壩軸向的形式持續(xù)降低，降低約40%～80%，并且尖端單元沿壩軸向應力的減少程度與蓄水速率呈現(xiàn)為正比關系，說明當蓄水速度過快的情況下將會增加心墻發(fā)生水力劈裂的幾率，各工況下壩頂區(qū)域的剪應變數(shù)值趨向于1%，數(shù)值結果均較低，說明在壩頂靠近兩側岸坡區(qū)域發(fā)生裂縫的可能性極低。