楊嵩飛

(山西省水利水電工程建設(shè)監(jiān)理有限公司，山西 汾西 030000)

0 前 言

在水利工程中，大壩因蓄水速度選取不當，壩體出現(xiàn)貫穿式裂縫結(jié)構(gòu)失穩(wěn)進而造成潰壩，故庫水位變化對壩體的形變影響和安全評價至關(guān)重要。一般而言，在水庫分期蓄水時，上游水對壩體的不斷浸潤，壩殼料土體顆粒間結(jié)構(gòu)改變，顆粒礦物浸水軟化后出現(xiàn)滑移或二次排列的濕化變形。

心墻壩的防滲體通常選擇黏性土，其變形模量比壩殼料低，參數(shù)上的不同造成變形的不規(guī)則現(xiàn)象，容易在大壩施工和蓄水過程中產(chǎn)生“拱效應(yīng)”，尤其分期蓄水階段易造成水力劈裂。心墻因施工期產(chǎn)生較大的孔隙壓力，兼和固結(jié)作用共同影響，通常在施工期結(jié)束后，心墻沉降仍有較大變形；蓄水期因壩體自重和水荷載的作用繼續(xù)形變。當前國內(nèi)壩工界對庫水位升降的對壩體穩(wěn)定性影響，方法主要為定量分析庫水位變化后大壩空隙水壓力的變化，進一步研究壩坡抗滑和壩體應(yīng)力變形量，驗證水位變化的壩體穩(wěn)定性時間過程[1-3]。

1 飽和滲流基本方程

1.1 連續(xù)性方程

微分單元體進出流量示意見圖1，根據(jù)質(zhì)量守恒定律，單元體dt內(nèi)水流進出質(zhì)量差值為變化量，基本表達式為：

(1)

式中：ρw為水的密度；n為孔隙率，轉(zhuǎn)換后為：

(2)

圖1 微分單元體進出流量示意圖

(3)

式中：Ss=ρwg(α+nβ)稱為單位儲存量。

1.2 穩(wěn)定滲流微分方程

忽略土、水的壓縮性，代入達西定律式可得：

(4)

均質(zhì)各向同性的介質(zhì)kx=ky=kz=k，上式簡化為：

(5)

1.3 非穩(wěn)定滲流微分方程

考慮土體和水體的壓縮性，非穩(wěn)定滲流的基本方程為：

(6)

均質(zhì)各項同性可轉(zhuǎn)換為：

(7)

2 工程應(yīng)用

2.1 工程概況

某水利樞紐工程為一等大(1)型工程，攔河壩為黏土心墻壩 ,正常蓄水位為995.0m，壩高105m，擋水、泄洪建筑物為I級，電站廠房為2級，臨時建筑物為4級。水庫總庫容13.26億m3,電站裝機260MW，工程效能主要為灌溉，兼具發(fā)電、防洪功能等[4]。

壩體分區(qū)設(shè)置，大壩防滲體為黏土心墻，為滿足防滲要求，在心墻兩側(cè)設(shè)計細砂反濾層和過渡層，黏土心墻軸線位于壩軸線上游3m，頂寬6m，底寬65.2m，坡比1∶0.3；心墻上、下游反濾層和過渡層的水平寬度為3.0和4m，分別施工到心墻頂部；壩殼填筑料為砂礫石料和爆破堆石料，砂礫石料分布在過渡料與爆破堆石料間,爆破堆石料分布于上、下游壩坡部位,平均厚度>15cm；壩基固結(jié)灌漿設(shè)計為鋪蓋式，孔深6m，排距3m，孔距4m，梅花形布置；帷幕灌漿雙排設(shè)置，排距2m，孔距3m。

2.2 計算模型

模型選?。吼ね列膲巫畲髩胃邽?08m，沿壩踵上游、壩址下游各取100m；豎直方向從壩基向下取100m[5]。有限元網(wǎng)格劃分：模型采用三角形和四邊形單元劃分大壩，單元總數(shù)為6372個，結(jié)點總數(shù)為6409個。黏土心墻壩有限元模型如圖1所示。

圖1 大壩有限元模型

2.3 壩體力學(xué)參數(shù)

根據(jù)實驗結(jié)果，統(tǒng)計出壩體各分區(qū)材料力學(xué)參數(shù)結(jié)果見表1。

表1 壩體材料參數(shù)表

2.4 計算結(jié)果

為更貼合工程實際蓄水后的大壩應(yīng)力變形結(jié)果，共分10級模擬土石壩庫水位上升過程，計算時考慮壩體不同材料的流變性、上游壩殼料浸水變形等，初始施加靜力地震力。結(jié)合滲流作用的滲透力，對各單元結(jié)點進行外荷載分級加荷，然后計算土石壩蓄水期的應(yīng)力變形。

設(shè)定水位以0.1m/d的速度上升，有足夠的時間消散孔隙水壓力。心墻壩分三級進行蓄水，具體蓄水高程速度參數(shù)見表2。

表2 心墻壩分級蓄水過程表

圖2～圖7分別為一級、二級和三級蓄水后X、Y方向的位移分布圖。從圖可以看出，靠近上游壩體X方向最大值分別為0.2449m、0.2064m、0.1715m；靠近下游壩體X方向最大值分別為0.196m、0.1999m、0.2197m，施工期監(jiān)測X、Y向水平位移為0.235m、0.196m，分析認為蓄水后的水荷載造成X向位移向右總體移動。三級不同蓄水后的Y向的沉降位移最大值分別為1.099 m、1.096 m、1.11m，竣工期監(jiān)測沉降為1.036m，沉降位移分別增大0.063m、0.06m、0.074m，變形符合設(shè)計規(guī)范要求。

圖2 一級蓄水后X方向的位移分布圖

圖3 二級蓄水后X方向的位移分布圖

圖4 三級蓄水后X方向的位移分布圖

圖5 一級蓄水后Y方向的位移分布圖

圖6 二級蓄水后Y方向的位移分布圖

圖7 三級蓄水后Y方向的位移分布圖

蓄水過程中大壩總體沉降增幅較大。水平位移以壩軸線為界，上、下游壩體各自有所偏向。在水荷載作用下，心墻的下游變形明顯變大，分析原因是心墻壓縮性高、滲透性小，在變形固結(jié)中下游的壓縮量大于上游，兩側(cè)壩殼料向心墻方向收縮。離壩坡基巖越近，其水平位移值越小。

如圖8～圖13，分別為一級、二級和三級蓄水后有效大主應(yīng)力和有效小主應(yīng)力分布圖，分布趨勢與實際相符。

圖8 一級蓄水后有效大主應(yīng)力分布圖

圖9 二級蓄水后有效大主應(yīng)力分布圖

圖10 三級蓄水后有效大主應(yīng)力分布圖

圖11 一級蓄水后有效小主應(yīng)力分布圖

圖12 二級蓄水后有效小主應(yīng)力分布圖

圖13 三級蓄水后有效小主應(yīng)力分布圖

由圖可知一、二、三級蓄水后的有效大主應(yīng)力最大值為4016kPa、4065kPa、4141kPa，發(fā)生在壩體底部，處于斜心墻靠下游的部位，應(yīng)力分布呈現(xiàn)出從心墻底部沿高程逐步減小的趨勢；有效小主應(yīng)力最大值為1157kPa、1158 kPa、1161 kPa，同樣出現(xiàn)在壩體心墻上下游部位，應(yīng)力分布均勻，均未產(chǎn)生拉應(yīng)力。施工期監(jiān)測大、小主應(yīng)力4015kPa、1157kPa，和竣工期相比，水庫蓄水后，壩殼和心墻中的大、小主應(yīng)力均變大但是變化并不大。

總體認為，壩體各壩段的應(yīng)力變形特點除與大壩高度相關(guān)，同時建基面狀態(tài)也有較大影響，在結(jié)果顯示中能充分反應(yīng)邊界的影響作用。土石壩的位移變化規(guī)律合理，變化適中，在規(guī)范規(guī)定變形范圍內(nèi)。壩體心墻在豎向變形中未錯位、未有較大應(yīng)力集中，說明心墻和過渡層及反濾層接觸效果良好。大壩應(yīng)力分布均勻，從大壩底部向壩頂應(yīng)力逐漸降低，大、小主應(yīng)力最大值均位于心墻底部附近。大壩整體受壓，未有拉應(yīng)力出現(xiàn)。

3 結(jié) 論

文章基于穩(wěn)定滲流場和非穩(wěn)定滲流場基本原理，結(jié)合黏土心墻壩為例建立有限元模型，對上游水位的不同蓄水位進行三級蓄水模擬，得到大壩的穩(wěn)定應(yīng)力場和位移場，結(jié)果表明：大壩蓄水期的X、Y向位移最大為0.0735m、0.074m，有效大小主應(yīng)力為126 kPa、4kPa，應(yīng)力變形在施工期基本完成，蓄水期總體變形量不大，大壩變形符合規(guī)范要求。